承载性能

关键词： 法兰 节点 钢管 承载

承载性能（精选八篇）

承载性能 篇1

超高压、大跨越输电线路的发展使得钢管塔越来越有了用武之地,而节点的承载性能研究是钢管塔设计研究的基础性内容。一基钢管塔所用到的总法兰节点数量可以占到此基钢管塔总节点数量的60%～70%[1]。因此圆钢管法兰节点在钢管塔结构中所占比重及其重要性不言而喻。

现有规范对法兰节点的描述是将各部分分别考虑,对其进行大量的简化与分离,基本不考虑各部分之间的相互影响与作用。文献[2]就是将法兰盘、螺栓等部件分开,按照设计荷载分别计算其尺寸;将法兰盘径向划分,按照梁理论进行计算;将刚性法兰部分的螺栓简化为单纯受拉。这些分离、简化使计算结果与法兰实际受力情况偏差较大。

本研究将法兰作为一个整体,以实际工程中使用的一柔性法兰节点为例,使用通用有限元软件ANSYS[3],改变其法兰盘厚度、螺栓数量、螺栓位置建立3组有限元模型,通过调整这3个系数探讨其与法兰极限承载力之间的关系,这样可以更真实地反映法兰的受力状况,得到更准确的结果。而对于刚性法兰[4],通过实体建模,发现法兰的螺栓受力与行业规范有一定的出入,本文分析了这种出入对实际应用的影响。

1 计算模型

应用有限元对法兰节点进行分析是一种快速、准确、简便的方法[5,6,7]。为了提高模拟精度,本文使用solid 185单元模拟钢材,conta 174和targe 170模拟上下法兰盘及法兰盘与螺帽和法兰盘的接触,psmesh单元建立预紧单元,用sload命令对螺栓施加预紧力。钢管、法兰盘所用材料均为Q345高强钢,钢材的弹性模量E=206 GPa,泊松比v=0.3;螺栓采用8.8级高强螺栓,高强螺栓屈服强度Fy=640 GPa,弹性模量E=206 GPa,泊松比v=0.3。法兰在受拉过程中,其法兰盘受力较为复杂,某些点很早就已进入屈服阶段[6,7]。因此本文选择建立法兰盘上位移最大点的荷载位移曲线,以荷载位移曲线出现“拐点”作为极限承载力的判别标准。图1为柔性和刚性法兰的有限元模型[8]。

2 法兰有限元模型分析

2.1 柔性法兰

为研究各部分参数对极限承载力的影响程度,合计建立有限元模型10个,各模型参数如表1所示。Fla组研究螺栓数量对柔性法兰承载性能的影响;Flb组研究法兰盘厚度对柔性法兰承载性能的影响;Flc组研究在相同法兰盘宽度的条件下,螺栓位置对承载性能的影响。具体法兰尺寸及分组情况见表1。

下面以F1为例说明极限承载力的求取过程。法兰盘在螺栓左右两侧表现出对称,因此可以取相邻两螺栓中间部分的一半,并取具有代表性的点对法兰盘进行分析,即可得到整个法兰盘的相关力学表现。在F1节点法兰盘上测点位置如图2所示。

由图3及图4可以看出,在承受荷载过程中法兰盘上各点应力分布极不平均,因此使用某点的应力屈服而判定法兰达到极限承载力有些不妥,而测点5的位移最大。故选用测点5的轴向位移为横坐标,以与之对应的荷载值作为纵坐标,绘制荷载-位移曲线见图5。

选取荷载位移曲线的“拐点”作为屈服点。该点所对应的轴向荷载即为该法兰节点的极限荷载。查看ANSYS荷载子步列表确定节点F1的极限荷载为1 142.7 kN。按照F1组的相同步骤,提取其余3组共9个柔性法兰节点的测点5位移值,得到极限承载力,见表2-表4。

由表2—表4可知,通过改变螺栓数目、法兰盘厚度、螺栓位置均能达到提高法兰极限承载力的作用。相对而言改变螺栓数目对极限承载力的提高作用最小。在本文的模型中,当螺栓数目达到9个,再增加螺栓数量对法兰极限承载力已没有提高作用,而加大法兰盘厚度势必增加节点自重及节点造价。本文模型中,对于极限承载力,增加螺栓数目提高了6.73%;加大法兰盘厚度提高了10.20%;改变螺栓位置提高了13.66%。显然,改变螺栓位置系数对柔性法兰极限承载力的影响比较显著。将螺栓适度改变位置,让其更靠近钢管便可以很明显地提高柔性法兰的极限承载力。本文认为在保证安装空间的前提下,适当改变螺栓位置是一种经济、有效提升承载力的方法。

2.2 刚性法兰

刚性法兰承载性能的研究,以山东省电力工程咨询院方韶站配套220 kV SKT12双回跨越塔编号为FL5的刚性法兰作为工程背景。此型法兰的尺寸参数见图6,法兰盘上各测点位置如图7所示。

将图8、图9与图3、图4对比发现,刚性法兰法兰盘上应力分布及位移分布由于肋板的存在而发生了大的改变,但最大位移点并未发生变化。因而可以沿用柔性法兰研究的方法以测点5的荷载位移曲线确定极限荷载。绘制荷载位移曲线见图10。由图10结合ANSYS荷载子步表求得该刚性法兰的极限承载力为979.2 kN。

由图11分析刚性法兰螺栓的受力及屈服情况。从图11 (a)可以发现螺栓在达到20%极限荷载时已出现塑性区域达到极限荷载,螺杆的上下横截面已经全面屈服。因而分析得知:正是由于螺栓的全面屈服造成法兰盘荷载位移曲线出现“拐点”达到极限荷载。

同时从图11(a)(b)(c)可以看出,螺杆上应力分布并不均匀。朝向钢管的区域内应力明显要比朝向法兰盘边缘的区域大许多。由此可以推断刚性法兰节点在承受轴向拉力的过程中同时承受着拉力与弯矩。这一结论与《架空送电线路杆塔结构设计规范》(DL/T 5154-2002)的规定有所出入。该规范规定当法兰仅承受轴向拉荷载的时候,对螺栓的校核仅考虑螺栓受拉:

式中:为受力最大的一个螺栓的拉力,N;N为螺栓所受的轴向作用力,N;n为螺栓数量;为单个螺栓许用拉力,N/mm2。

这样的简化应该是规范的制定者认为刚性法兰由于加上肋板,提高了法兰的刚度,降低了法兰盘的变形,因而将法兰盘变形造成的螺栓受弯忽略掉,仅考虑轴向拉力给螺栓带来的拉力[8,9,10]。然而事实情况是法兰盘从20%极限荷载时便已经开始有微量的变形,螺栓便已经处于拉弯组合作用下。

将本文法兰尺寸参数代入《架空送电线路杆塔结构设计规范》,算得该法兰规范规定的承载力为739.436 kN,本文计算得到的极限承载力为979.2 kN。极限承载力与规定承载力之比为1.324:1。说明即使忽略了螺栓受拉弯共同作用,规范给定的设计荷载值还是有较大的安全裕度,只是分析受力状态时与实际情形有所差异。

3 结论

(1)对于柔性法兰,增加法兰盘厚度、增加螺栓个数、调整螺栓位置均可以提高柔性法兰极限承载力。但调整螺栓位置,即将螺栓尽量靠近钢管这种措施最为有效、经济。

(2)对于刚性法兰,通过分析发现刚性法兰轴向受拉过程中螺栓为拉弯组合状态。与现行电力行业规范中螺栓受力只存在拉力不吻合,原因在于规范做了一定的简化,但这样简化后仍有较大的安全裕度能够保证节点安全。

参考文献

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边载作用下桩基承载性能数值分析 篇2

关键词：桩基；边载；侧摩阻力；曲线拟合

中图分类号：TU437

文献标志码：A

文章编号：1674-4764（2012）04-0006-06

Numerical Analysis on Bearing Capacity of Piles Subjected to Side Loads

YAO Wenjuan1, CHEN Shangping1, CHEN Jie1, CHENG Zekun2

(1. Department of Civil Engineering, Shanghai University, Shanghai 200072, P.R.China;

2. CCCC Third Harbor Consultants Co., Ltd, Shanghai 200072, P.R.China)

Abstract:Besides the loading applied by the upper building, the piles are often subjected to indirect loading such as side loads. These kinds of loads would cause the pile bear additional force (negative skin friction), which may be large enough to reduce the bearing capacity and cause structural failure of a pile. By establishing the numerical model of pile-soil interaction, the bearing capability of pile under side load was analyzed. The joint effect of different magnitude and the distance of the side load on the skin friction were focused. The joint effect of length of the pile and the distance of side load on the skin friction was discussed. The expression of the two combination relationship was obtained. Meanwhile, by using the least square method, the expression of total skin friction on different side load combination was achieved. And based on the statistical analysis of the dispersion coefficient, the function expression was proved to be of high precision. The results show that when k, which indicates the relative relation of side load distance s and the side load magnitude Q, increases to 32, the value of negative skin friction goes to zero. When c, indicating the relative relation between pile length L and side load distance s, increases to 0.5, the value of negative skin friction goes to zero. Beyond limit value of these two relative relationships, the bearing capability of the pile will not be affected by side loads.

Key words:pile foundation; side loads; skin friction; curve fitting



随着国民经济的发展，建筑密集度越来越高，由于空间的局限，不论是在施工过程中抑或在完工后，常常会有大量边载对已有的建筑产生影响。比如周边建筑物、路堤、抛石、周边基坑开挖，周边大量材料堆积等引起的边荷载对桩基的承载性能有很大的影响［1-3］。边荷载会引起所在区域土体的固结沉降和侧向变形［4］，特别当处于软弱土层时，边荷载会引起桩周土体的沉降，產生额外的附加力，即负摩阻力［5-6］。近年来在沿海城市软土地区，由于设计时未考虑边荷载的影响而出现较大的差异沉降导致建筑物倾斜、开裂而无法使用。2009年6月27日上海市莲花河畔景苑13层在建住宅楼就是大量的堆土边荷载导致整栋高楼及桩基连根拔出倒塌破坏。因此边载效应削弱桩基承载力，引起建筑物的损坏这类问题正日益引起人们的关注，更是目前工程迫切需要解决的问题。

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负摩阻力引起桩基承载力下降问题一直是研究热点之一， Matyas等［7］论述了桩身上负摩阻力和中性面的存在，特别是中性面的位置取决于桩周土体的固结程度。赵明华等［8］将能量法方程引入负摩阻力的数值计算，并将其与桩身位移协调方程联立，得到桩侧负摩阻力的迭代解。Lee等［9］对承受堆载作用的群桩承载性能进行了研究。律文田等［10］通过路基填土过程中桥台桩基的现场试验，得到基桩内力和负摩阻力的变化规律。魏鉴栋等［11］针对在大面积堆载情况下桩身因周边土体沉降出现负摩阻力问题，提出了从工程现场试验桩获得堆载作用下桩的荷载位移曲线的方法。目前堆载作用下的负摩阻力研究大部分是基于现场实测或简化模型，同时关于桩基承受边荷载作用的研究鲜为报道。鉴于此，笔者基于能很好模拟桩土相互作用的ABAQUS软件，建立了单桩在边荷载作用下的有限元模型，重点讨论边载距离和大小对桩侧负摩阻力影响规律以及桩长和边载距离对桩侧负摩阻力影响规律；同时引进曲线拟合系数，通过大量的数据研究拟合出了不同边载组合的一般公式，并验证公式的准确性。

1 有限元模型

1.1 模型建立

假定地基是分层均质、横观各向同性的连续介质，各土层面之间始终保持粘结接触，能够协调变形；桩体为理想弹性材料，弹性模量E为30 GPa，泊松比μ为0.2，桩径D为05 m。桩体单元类型采用CAX8R单元；土体为服从Mohr-Coulomb屈服准则［12］的弹塑性材料，土体单元类型采用CAX4单元。考虑到模型的真实性，桩侧土体宽度取25倍桩径左右，桩端以下土体取1倍桩长。根据轴对称性，建立桩土模型，见图1。模型中土体侧向约束水平位移，土体底部约束水平位移和竖向位移。

为了说明桩土之间的相对滑动，采用有限元的罚函数法来模拟桩土体之间的接触问题，通过在桩土界面处设置主从接触，采用扩展的库伦摩擦模型进行接触分析，其剪应力和剪切位移之间的关系如图2所示。

桩土之间许用摩擦力由式（1）确定，

τf=minμp,τmax(1)

式中μ=tanδ是摩擦系数，p为接触面上的压力，τmax为用户指定土层的极限摩阻力。

桩土之间的摩擦角δ是影响摩擦桩承载性能的关键因素，采用Randolph和Wroth［13］建议的计算式来估算，如式(2)。

δ=tan－1sin φ×cos φ/1+sin2φ（2）

对于土体的摩擦角φ范围15°～30°，那么桩土界面的摩擦角δ的范围为13.2°～19.1°，则摩擦系数μ=0.234～0.346。

1.2 模型有效性验证

为了验证模型建立的有效性，选取南通某桥梁工程实例［14］进行模拟。该桥梁工程试桩共为6 根钻孔灌注桩，其中北岸3 根。选用北岸1#试桩进行对比分析，该试桩桩长76 m，直径1 m。桩基所处主要土层材料参数见表1。

基于该实例所建立的模型主要用来验证竖向荷载作用下桩基沉降曲线（见图3）。模拟的桩顶沉降位移与实测值趋势一致，即基于ABAQUS的数值模拟能得到比较满意的结果。

1.3 计算边界条件及材料参数

为研究边载距离、边载大小和桩长对桩侧摩阻力的影响规律，模拟计算了不同边载距离s（2～17 m）、边载大小Q（10～180 kPa）和桩长L（10～20 m）不同组合的情况。在土体表面施加边载，边载Q作用区域取8 m，相关的边载施加示意图见图1，土体物理参数见表2。

2 计算结果与分析

为了验证边载大小对桩身摩阻力分布以及中性面位置的影响，考虑在桩周不同的区域布置边载，研究在同一区域不同的边载的影响。通过模拟可知当在边载作用区域特定时，保持其他参数条件不变，增大边载，桩身负摩阻力分布范围增大，即桩身所承受的额外下拽力增大；中性面同比下移幅度越小，这是因为土趋于完全固结的缘故，与实际符合（如图4所示）。

为了验证边载分布区域距桩侧的距离对桩身摩阻力分布影响，考虑同样边载大小但不同的边载距离。当边载大小一定时，增大边载距离s，桩身负摩阻力分布范围相应减小，当边载在一定区域外，桩身无负摩阻力（如图5所示）。

2.1 边载距离和大小对桩侧负摩阻力影响规律分析

为研究不同边载距离和边载大小的组合关系对桩侧负摩阻力的影响规律，首先找出相同负摩阻力情况下边载距离和边载大小之间的关系。这里取桩侧负摩阻力分别为几组的情况进行分析。

图6为桩侧负摩阻力分别取-110 kN、-70 kN和-22 kN情况下边载距离与边载大小的关系曲线，以及根据数值试验拟合出的曲线，拟合出关系式分别为式(3)、(4)、(5)。

Q=13.141 6+0.039 527s3（3）

Q=13.993 6+0.046 038s3（4）

Q=12.087 1+0.033 013 4s3（5）

由图6可以看出数值模拟计算结果与拟合曲线吻合较好，Q(kPa)和s(m)之间保持k=s3/(Q－13)为常数，可以得到相同的桩侧负摩阻力。

图7为以k=s3/(Q－13)为横坐标，以桩侧负摩阻力为纵坐标得到关系曲线，由图可知，桩侧负摩阻力随着k值的增大而减小，当k值增加至32时桩侧负摩阻力趋于0。

2.2 桩长和边载距离对桩侧负摩阻力影响规律分析

考虑到土体作用的连续性，桩身越长，桩身与土体接触范围大，土体对于桩基的作用越明显。鉴于此，分析不同樁长的桩基在边载作用下的桩侧摩阻力变化规律。

通过分析多种桩长的桩基在边载作用下桩身负摩阻力的变化规律，当桩侧负摩阻力为一定值时，桩长（L）和边载距离（s）的分布具有一定的规律性。取桩侧负摩阻力（Qn）分别为-110 kN、-70 kN以及-30 kN时进行L（m）与s（m）的曲线拟合，拟合曲线与数值试验的对比见图8。

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根据数值模拟获得Qn=-110 kN时数据拟合出关系式为：

L=4.260+2.163x（6）

同理拟合Qn=-70 kN和Qn=-30 kN的关系式：

L=2.762+2.228x（7）

L=－0.331+2.467x（8）

由图8可以看出数值模拟计算结果与拟合曲线吻合较好，L(m)和s(m)之间保持c=s/(L－2)为常数，可以得到相同的桩侧负摩阻力。

图9为以c=s/(L－2)为横坐标，以桩侧负摩阻力为纵坐标得到关系曲线，由图可知，桩侧负摩阻力随着c值的增大而减小，当c值增加至0.5时桩侧负摩阻力趋于0。

3 回归分析

通过对边载参数影响因素的分析，发现边载影响因素对于桩侧摩阻力的变化具有一定的规律性，而这个规律基于边载大小和边载分布区域距桩侧的距离两者的共同作用，为了研究边载大小和边载分布区距桩侧的距离共同对桩侧摩阻力的影响，引进边载系数Nsq，如式(9)，

Nsq=sγQ（9）

式中γ为土的重度。

为了分析所提出的一般规律，基于边载系数Nsq进行边载效应的分析，取Nsq=3.6进行特例分析，主要是为了判别边载大小和边载分布区域距桩侧的距离s对桩身侧摩阻力影响程度的大小。

由图10可知，在相同的边载系数Nsq下，桩侧总摩阻力符合一定的规律，为了研究更多形式的边载大小和边载的分布区域距桩侧的距离组合对桩身侧摩阻力的影响，对不同的Nsq进行参数拟合分析，并据此拟合出桩侧总摩阻力的求解公式。在进行曲线拟合分析时，采用最小二乘法的原理，编制简单的计算程序。该程序可以对多种函数进行单独拟合或者进行函数组合拟合。考虑到研究对象符合抛物线，故采用幂函数的组合进行拟合。

上文已经得出了当Nsq=3.6时桩侧总摩阻力Pc随边载距桩侧距离s变化曲线，基于该曲线上的数据点运用编制程序得到拟合公式如式（10）：

Pc=Pc0 s=0

6.1s2－96.6s+471.60

→Pc0s>16 m （10）

其中Pc0为最大桩侧摩阻力。

通过大量的模拟分析可以发现，边载作用下桩基侧摩阻力所提供的承载力Pc在Nsq一定时符合一定的规律，即随着边载距离s增加，承载力Pc先逐渐变小达到某一最小值，然后逐渐增大，直至不受边载效应的影响，基本符合抛物线变化。对于不同的Nsq，同样符合上述规律，只是抛物线的形状不同而已。因此定义符合一般规律的一元二次函数，见式（11）。

Pc=As2－Bs+C（11）

为了得出对工程更有意义的结果，考虑到实际附加边载大小和边载分布范围距桩侧的距离的不同组合，还对不同的Nsq下幂函数系数进行曲线拟合，以便对于不同的边载组合形式进行选择。在对不同的Nsq曲线拟合时，同样采用最小二乘法原理编制程序进行。考虑到研究对象（即一元二次函数系数）符合幂函数和对数函数的变化规律，故采用幂函数和对数函数的组合进行拟合。先对二次项系数A进行曲线拟合，式（12）为采用对数函数和幂函数组合进行曲线拟合的结果。

A=－0.065×Qs2－2.295×Qs－0.089－2.255lnQs（12）

下面对一次項系数B进行曲线拟合，式（13）为采用对数函数和幂函数组合进行曲线拟合的结果。

B=－1.082×Qs2+40.151×Qs+4.904－50.894lnQs（13）

考虑到常数项系数变化不大，不对其进行曲线拟合，结合大量的模拟分析发现常数项系数近似于Pc0，一般可以取折损5%～10%后的Pc0，即

C=1－5%～10%×Pc0（14）

取Nsq=3进行特例分析，验证上述公式的精确性。对比分析见图11，可见该式具有较好的精确性。

4 结论

根据大量的模拟计算分析，得到边荷载作用下桩侧总摩阻力随边载变化的一般规律。即在不同的边载大小和边载分布区域距桩侧的距离组合情况下，桩侧总摩阻力随边载距离s的分布为抛物线。

边载作用将导致桩基承载力下降。随着边载增大，桩周的土体固结增大，导致桩身所承受的额外下拽力增大，即桩侧负摩阻力增加，桩侧摩阻力提供的正摩阻力减小，导致桩基承载力下降。这使桩更容易因为强度不足导致材料破坏或结构破坏。

随着边载与桩距离的增大，边载效应减弱，桩身负摩阻力分布范围相应减小，当边载达到一定距离，边载与桩之间距离达到极限时，桩身负摩阻力影响趋于零。边载与桩之间的距离极限值还取决于边载大小及桩长。

边载距离s和边载大小Q的相对关系为k=s3/(Q－13)，桩侧负摩阻力随着k值的增大而减小，当k值增加至32时桩侧负摩阻力趋于0。

桩长L和边载距离s的相对关系为c=s/(L－2),桩侧负摩阻力随着c值的增大而减小，当c值增加至0.5时桩侧负摩阻力趋于0。

工程中应该注意边荷载在相对关系k及c的范围以外，则可避免边载作用而导致桩基承载力下降的问题。

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（编辑 胡 玲）

海上风力发电桩基础承载性能研究 篇3

1.1 利用风能是世界能源结构转变的重要内容

风能取之不尽, 用之不竭, 是非常重要的一种洁净的可再生能源, 是人类能源结构转变中一个非常重要的部分。而我国传统的煤炭和石油资源并不多, 所以更应进行可再生能源的利用开发。风力发电是目前利用风能的重要形式, 也是多种可再生能源利用技术中比较成熟的一种。当今世界上风力发电正以30%的年增长率速度发展, 如德国风电比重已超过发电总容量的40%, 发电量2.5×1010kW/h, 首次超过水电的2.1×1010kW/h。我国在2006年1月1日《可再生能源法》正式生效。我国风能资源丰富, 可开发利用约2.5×108kW, 然而至今风电所占比重还不到1%。

1.2 海上风电与陆上风电相比的优势

风力发电场分为陆地和海上两种。海上风电场以它更多的优势, 备受新能源开发商的青睐。与陆上风点场相比, 海上风电场有以下优势: (1) 高风速、低风切变。由于海水面十分光滑, 与陆地表面相比, 粗糙度较小, 摩擦力也较小, 因此, 风速较大, 风速、风向及风切变 (及风速随高度的变化) 的变化也较小; (2) 低湍流。海上风湍流强度小, 具有稳定的主导风向, 机组承受的疲劳负荷较低, 风机寿命更长; (3) 高产出。海上风电场允许安装单机容量更大的风机, 高者可达8MW~10MW;由于对噪音要求较低, 更高的转速比及电压可获取的能量更高。 (4) 陆地风电场的年利用时数为2000h, 最高也不过2600h, 而海上风电场可达3000h。

1.3 我国急需大力发展海上风电

目前, 海上风电场的开发大部分在欧洲的丹麦、德国、荷兰、英国、瑞典、爱尔兰等国家。据专家预计, 到2010年和2020年, 欧洲海上风电总装机容量将分别达到1000万kw和7000万kw。2007年11月28日, 地处渤海辽东湾的中国首座海上风力发电站正式投入运营;我国首座、也是亚洲首座海上风力发电场——东海大桥风电场首批3台机组从2009年9月4日21时15分起正式并网发电, 2010年6月34台3MW风机全部并网发电。这标志着我国海上风力发电产业稳稳走出了第一步。到2020年, 我国风电装机容量将达20000MW, 国产化率将达85%, 其中50%将建于海上, 造价应降至5000元/kW。所以可看出, 目前我国的海上风力发电才刚刚起步, 离要求还有很大距离, 急需大力发展。

1.4 地基基础结构是海上风电的关键技术

制约我国海上风电场建设的因素很多, 主要是由于海上的恶劣施工环境造成的海上风电场的巨大投资成本。

高耸建筑物基础工程对整个建筑物的安全和寿命有着举足轻重的影响, 海上风机基础结构具有海洋结构工程、高耸结构基础、动力设备基础和复杂软土地基等4种特性, 各种特性的组合增加了基础设计的难度, 再加恶劣的海上工作环境等因素, 使得基础结构成为了风电投资中主要的成本风险。在满足安全的前提下, 如何降低成本且施工方便, 又成为基础结构设计的关键技术难题。因此, 基础结构对开发海上风电场的重要性自然不言而喻了。

根据欧洲己建成的海上风电场数据显示, 在海上风电场中, 以地基基础为主体的支撑结构占初始资本投资的25%左右, 电网连接成本占初始资本投资的20%左右, 比陆上风电项目高得多;风电机组占初始资本投资的50%左右, 与陆地上的差不多。可以看出, 海上风电场建设中基础结构在投资成本中占有较大的比重。

调查海上风力发电机组损坏主要原因的比例后发现, 发电机组由于支撑结构原因而损坏的比例最大, 达到了18%, 这也从另一方面说明支撑结构设计在整个机组设计中的重要地位。

2 海上风电桩基础承载性能

就目前发展情况来看, 海上风电地基基础从结构型式上可分为5种基本类型:单立柱结构、三桩腿结构、四桩腿结构、重力式结构、浮式结构。其中, 前三种属于桩基础结构。

欧洲是发展海上风电最早、最多的地区, 调查欧洲从1990年到2010年有代表性的海上风电场24座, 其中基础结构型式为桩基础的占到20座 (离岸0.35km~25km, 水深2m~45m) , 占总数的83%。我国东海大桥风电场的基础也是高桩结构。应用桩基础的最大水深一般为80m左右。重力式结构、浮式结构目前很少被采用, 因为重力式结构的成本太高, 虽然应用浮式结构的水深可达900m, 但现在世界上风力发电场的水深基本还在45m以内, 大规模使用浮式结构还需要相当长的一段时期。因此, 目前及以后一段时间内, 应用和研究海上风力发电的基础结构主要应该是桩基础。所以, 海上风电基础的主要研究对象是桩基础, 更确切地说, 就是以桩基础为主体, 包含塔架和海底地基的支撑结构体系, 简称桩基础支撑结构体系。

挂料架设计及承载性能分析 篇4

挂料架顾名思义主要用于锻造及热处理车间中, 大型铸锻件加工完成以后挂料所用, 此处的大型铸锻件一般用于大型船舶轴承等, 动辄十几米高, 且一个构件基本一百多吨重。本工程由于在已盖厂房内设计, 周边已有其他设备, 所以此挂料架的大小及柱间距受到多方面条件的限制。

2 工程概况

本工程位于江苏省常熟市经济开发区内, 在现有厂房内建设, 平面长13.5m, 宽4.1m, 高19.1m (见图1) 。挂料架每个柱距内所挂铸件最大重1800k N。本文主要介绍挂料架的结构设计及多重安全防线考虑。

3 设计参数及结构体系

该多层钢框架房屋, 共分为5层, 建筑高度19m, 建筑抗震设防类别丙类, 抗震设防烈度6度, 设计基本加速度0.05g, 所在场地设计地震分组第一组, 场地类别Ⅰ类[1], 基本风压0.45k N/m2, 地面粗糙度B类[2]。

《高层民用建筑钢结构技术规程》 (JGJ99—98) 第3.1.4条规定:抗震高层建筑钢结构的体系和布置, 应符合下列要求: (1) 应具有明确的计算简图和合理的地震作用传递途径; (2) 宜有避免因部分结构或构件破坏而导致整个体系丧失抗震能力的多道设防; (3) 应具有必要的刚度和承载力、良好的变形能力和耗能能力; (4) 宜具有均匀的刚度和承载力分布, 避免因局部削弱或突变形成薄弱部位, 产生过大的应力集中或塑性变形集中, 对可能出现的薄弱部位, 应采取加强措施; (5) 宜积极采取轻质高强材料[3]。遵照本条规定并考虑本工程自身特点:挂料架一边为大型铸锻件进料口, 此边框架柱之间不能设置框架梁, 所以每层框架柱之间只能三边围拉。故最终决定采用框架支撑体系 (见图2) , 并形成抗侧力体系, 以抵抗水平地震力及放置铸锻件过程中可能产生的水平推力。

JGJ 99—98第3.2.1条规定:建筑平面应该简单规则, 并使结构各层的抗侧力刚度中心与水平作用合力中心接近重合, 同时各层接近在同一竖直线上。本工程竖向布置为:柱子采用工厂焊接矩形钢管, 柱顶设计时采用钢牛腿肩梁的形式, 横向两柱之间采用格构柱子的形式, 两矩形柱子之间采用双槽钢进行拉结;纵向柱子之间每层层高范围内设置圆钢管柱间支撑;柱顶平面设置水平支撑, 以把水平推力通过竖向支撑传至柱底 (见图3、图4) 。柱底置于设备基础上, 设备基础深5.5m, 故柱脚采用插入式的柱脚形式。

4 结构计算分析

建模阶段, 对模型进行如下简化:所有柱间支撑及水平支撑的作用均不考虑。建模时仅按照钢框架进行设计, 对于大型铸锻件对柱顶所施加的力仅考虑竖向作用, 并且乘以动力系数。模型分析时, 考虑双向地震作用并采用Satwe计算软件对结构进行整体分析计算, 各项计算参数均满足规范要求。

5 结语

对于本工程的结构, 采用框架支撑体系, 在框架体系中设置竖向支撑, 水平支撑及双柱之间形成的排架柱所组成的抗力体系, 可以有效地抵抗铸锻件的竖向重量及可能产生的水平推力。由于结构体系选择适当, 支撑在竖向及水平向连续布置, 结构的受力及层间刚度都比较均匀, 从而使整体结构满足规范要求。

参考文献

[1]GB50011—2010建筑抗震设计规范[S].

[2]GB50009—2012建筑结构荷载规范[S].

土体特性对灌注桩承载性能影响分析 篇5

1 工程概况

工程场地布设地质勘探孔6个, 最大探深34.00 m, 总进米169.60 m;原位测试中标贯21次, 并进行了重型动力触探实验。根据勘察及原位测试实验得出了地基承载能力及土层物理力学参数, 为计算分析奠定了基础。

1) 该场地地层较为简单, 变化不大。2) (1) 杂填土层不能作为天然地基浅基础持力层。3) (2) 粉土层不能作为天然地基浅基础持力层。4) (3) 中粗砂及 (4) 砾砂含角砾层分布较为均匀。5) (5) 中风化岩为场地内稳定地层, 无软弱夹层及下卧层, 强度较高, 可以作为桥墩基础持力层, 建议采用钻孔灌注桩基础形式。

该场地为中硬场地土, 场地类别为Ⅱ类。抗震烈度6度, 标准冻结深度为1.40 m。

2 有限元仿真模拟

2.1 本构模型

1) 采用弹性材料对桩体进行模拟。桩体材料由胡克定律可表示为:

其中, {σ}为应力增量;{ε}为应变增量;[D]为弹性矩阵。

2) Mohr-Coulomb弹塑性屈服准则。采用Mohr-Coulomb材料对土体进行模拟, 其分层按照实际简化地层进行建模。根据极限状态应力圆与强度包线的几何关系, Mohr-Coulomb屈服准则可表示为:

或:

在三维主应力空间中σ1>σ2>σ3条件下, 其破坏面可采用与式 (2) 相似的屈服函数表示为:

在主应力空间中M-C准则的屈服面是一个以空间对角线为对称轴的六角锥面, 六个锥角三三相等。在扁平面或平面上的屈服曲线是六个锥角三三相等的六边形。M-C准则在p-q平面上的屈服曲线, 在其他平面上也有相应的屈服函数和屈服曲线形式。

2.2 材料参数

经过初期现场勘探及室内材料参数试验获得土层参数如表1所示。

2.3 模拟思路

1) 边界条件。根据工程情况建立3D实体模型进行模拟, 有限元模型侧面采用水平约束, 底面采取固定约束。采用实体单元类型, 节点自由度为3个平移自由度;材料参数按照地质勘察资料进行选取。

2) 荷载条件。将上部传递的荷载等效均布于桩顶, 进行桩土作用分析。

3) 建立模型。桩体加载示意图如图1所示。

2.4 模拟结果与荷载试验对比分析

以该项目3号桩为研究对象, 将单桩静载实验和单桩3D模拟仿真进行对比分析, 模拟仿真参数均取值于工程地质勘察数据, 单桩静载数据取自于实测实验。

如图2所示, 桩顶加载10 000 k N以内, 模拟值与计算值接近, 说明有限元数值模拟精度较高, 但模拟值更接近于线性变化。原因在于模拟值计算过程中将桩体及土层进行了相应的简化, 与实际土体、桩体参数不完全相符所导致。桩体加载实验加到10 000 k N便进行了卸载, 因此没有后半程曲线, 模拟值中所表示10 000 k N以上桩顶位移开始摆脱线性变化, 变为陡增, 因此可以确定桩基已经达到了极限承载能力。

3 土体特性影响因素分析

3.1 桩周土体粘聚力影响

研究桩周土体的粘聚力对大直径钻孔灌注桩竖向承载力的影响, 该次仿真计算中选取桩长为40 m, 桩径为1.0 m进行有限元计算分析, 计算中其他参数均与前述相同。桩周土体粘聚力如图3所示。

由图3可见, 粘聚力增加, 则桩基承载能力增加, 尤其是从0 k Pa增加到1 k Pa, 承载能增幅最大。粘聚力从1 k Pa继续增加, 则桩基承载能力增幅较小, 粘聚力5 k Pa增加到10 k Pa增幅最小。由此可以看出粘聚力的增加对于桩基承载力的增加影响极为有限。

3.2 桩侧土体强度的影响

研究桩侧土体强度对桩基承载力的影响, 土体强度用土体变形模量变化进行仿真分析。该次仿真计算中选取桩长为40 m, 桩径为1.0 m进行有限元计算分析, 计算中其他参数均与前述相同。土体变形模量如图4所示。

由图4可见, 桩周土体强度的增加对桩基承载力的提高有很大影响, 从1 MPa~50 MPa, 变形模量增幅越大, 对于桩基竖向承载力的提高也就越加明显, 但从50 MPa~100 MPa则对于桩基础竖向承载能力的提高影响较小。模拟过程中根据条件, 该大直径钻孔灌注桩基础属于摩擦桩, 桩侧阻力作用非常重要, 因此桩侧土体强度提高则会大幅度提高桩基承载力, 桩基础的沉降也随之减小。

3.3 桩与土体摩擦系数影响

研究桩侧土体与桩体之间的摩擦系数因素对桩基承载力的影响, 通过设置摩擦系数来达到研究目的。该次仿真计算中选取桩长为40 m, 桩径为1.0 m进行有限元计算分析, 计算中其他参数均与前述相同。土体摩擦系数如图5所示。

由图5可见, 随着桩顶荷载的增加, 前阶段桩顶位移与竖向承载力基本呈线性增大。桩基竖向承载能力随着摩擦系数的增加而迅速增大, 表明摩擦系数增大导致桩土之间的摩阻力大幅增加, 对于这种大直径摩擦桩的竖向承载力的提高显著。因此施工中可以通过增加摩阻力的方式来提高桩基竖向承载能力。

4 结语

1) 通过有限元软件ADINA仿真模拟结果与加载试验对比结果分析可知, 仿真计算结果较为准确, 根据模拟曲线特征判断加载10 000 k N桩基已经达到了极限承载能力。

2) 粘聚力的增加对于桩基承载力的增加影响极为有限;该大直径钻孔灌注桩基础属于摩擦桩, 桩侧阻力作用非常重要, 因此桩侧土体强度提高则会大幅度提高桩基承载力, 桩基础的沉降也随之减小。

3) 摩擦系数增大导致桩土之间的摩阻力大幅增加, 可以通过增加摩阻力的方式来提高桩基竖向承载能力。

参考文献

[1]郑刚, 李欣, 刘畅, 等.考虑桩土相互作用的双排桩分析[J].建筑结构学报, 2004, 25 (1) :99-106.

[2]孙毅, 金涛.Ansys在桩土共同作用分析中的应用[J].苏州城建环保学院学报, 2002, 15 (4) :13-17.

[3]赵明华, 李文, 张锐.考虑桩—土相互作用的悬臂式排桩内力计算方法研究[J].湖南大学学报 (自然科学版) , 2014, 41 (1) :1-7.

[4]李铁柱.桩—土作用在大型旅客站房基础设计中的应用[J].铁道标准设计, 2014, 58 (2) :117-121.

[5]林春金, 张乾青, 梁发云, 等.考虑桩—土体系渐进破坏的单桩承载特性研究[J].岩土力学, 2014, 35 (4) :88.

承载性能 篇6

1.1 含水率

含水率是土的基本物理性指标之一, 它反映土的物理状态, 含水率的变化将使土的一系列物理性质随之改变。这种影响表现在多个方面, 如反映在土的稠度方面, 使土呈现坚硬、可塑或流动等状态;反映在土内水分的饱和程度方面, 使土成为稍湿、很湿或饱和状态;反映在土的力学性质方面, 能使土的结构强度增加或减少, 紧密或疏松, 构成压缩性及稳定性的变化。同时, 土的含水率也是土工建筑物施工质量控制的依据。

由三轴试验可知, 在各种围压下, 素土土样的抗剪强度随含水率的增加而降低, 素土的静强度随含水率的增加而降低。当其他条件相同时, 随着土样含水率的增加, 其累积变形也在增加, 降低房屋地基填土的含水率可有效抑制其变形量。在同一应力状态下, 土试样的含水率越高, 其达到破坏时所需振动周数越少, 为保证地基的长期稳定性, 就要控制建筑地基填土的含水率。大量试验数据对比发现, 试样即将破坏时的临界破坏应变值只与试样所受固结压力有关, 而与试样含水率关系不大, 但试样的含水率越小, 其临界动应力越大, 可见降低建筑地基土含水率可增加其在荷载作用下的长期稳定性。

1.2 内摩擦角与粘聚力

内摩擦角和粘聚力是土的抗剪强度来源, 是工程设计的重要参数。土的内摩擦角反映了土的摩擦特性, 一般认为包含两个部分:土颗料的表面摩擦力以及颗粒间的嵌入和联锁作用产生的咬合力。粘聚力又叫内聚力, 包括颗粒间结合水膜及电分子引力作用形成的元素粘聚力、土中化合物的胶结作用形成的固化粘聚力以及毛细粘聚力。粘聚力是在同种物质内部相邻各部分之间的相互吸引力, 这种相互吸引力是同种物质分子之间存在分子力的表现。

由土体抗剪强度的库仑定律 (无粘性土:τf=σtanφ。粘性土τf=c+σtanφ。以上两式中, τf为抗剪强度, σ为法向应力, φ为内摩擦角, c为粘聚力) 可知, 对某一土层, 内摩擦角通常为定值, 无粘性土的抗剪强度与作用于剪切面的法向应力成正比, 抗剪强度由剪切面上的粒间摩阻力形成, 其值取决于土颗粒的粒度大小颗粒级配、密实度, 土粒表面粗糙度和颗粒间嵌入程度等因素粘性土的强度又包括摩阻力和粘聚力两部分, 摩阻力的影响与非粘性土一致, 而粘聚力是土粒间的胶结作用和静电引力效应等因素引起的, 其大小与土的矿物组成和压密程度有关。内摩擦力一是来自于剪切面上颗粒与颗粒间产生的滑动摩擦阻力, 二是来自于颗粒之间嵌入和联锁作用产生的咬合摩擦阻力。滑动摩擦力的大小与作用于颗粒间的有效法向应力成正比。咬合摩擦阻力的大小与粒间有效法向应力有密切关系。三轴剪切实验是测定土的抗剪强度的一种较完善的实验。

土的强度问题本质上是抗剪强度问题, 因此, 内摩擦角和粘聚力对地基承载性能有至关重要的影响。而内摩擦角、粘聚力两个指标又与其它指标有着复杂的联系, 如含水率[2,3,4]。含水率与土体抗剪强度的关系很早前就引起了岩土工程界的关注, 现有试验结果初步表明, 虽然含水率与非饱和土的强度不是简单的线性或此消彼长的关系, 但含水率的变化对强度参数的影响要大于其他因素, 因为含水率的变化直接影响了它的一个重要的指标—基质吸力。一般认为, 土样含水率的变化与粘聚力成半对数关系, 基质吸力与粘聚力成线性关系。随着含水率的增大, 基质吸力的降低, 土样的粘聚力随之下降, 且变化幅度较大。含水率的变化与内摩擦角的变化之间无特定规律可循, 且变化幅度较小, 因此可以认为含水率的变化对土样内摩擦角的变化影响不大[5]。

1.3 土的容重

土的容重是指单位体积土的重力, 土的容重受地质结构的影响很大。砂土的孔隙粗大, 但数目较少, 总的孔隙容积较小, 故容重较大;反之粘土孔隙容积较大, 容重较小。土质疏松 (特别在地基开挖翻开之后) 或土中有大量的有机质等杂物时, 孔隙比大而容重小;反之土愈紧实, 容重愈大。因此, 表土层的容重往往比心土层和底土层小。

土的容重对地基中的自重应力有重要影响。如地基为均质, 在地基以下某一深度处, 土体的竖向自重应力等于该深度以上单位面积的土柱自重。由此可知某点土的自重应力沿水平均匀分布, 并随深度线性增加, 呈三角形分布。所以在匀质的土层中容重均匀, 土的容重较小时对地基的承载产生有利作用。如果土的分布不均质而且有地下水, 那么土的容重较大对地基承载力有不利影响。在处理地基时应该考虑土体容重的合理值, 在修筑前应对土体容重进行试验测试, 为地基处理提供参考依据。

1.4 压缩模量

土体本身的组成状态和结构的不同, 决定了压力、湿度、温度及周围环境发生变化时将引起体缩, 其中压力变化是最常见的原因。研究土的压缩常用压缩实验直接测定土的应力-应变关系。由于实验时不允许试样发生侧向变形, 故称为侧限压缩实验 (在需要探讨土的三向变形特性时, 一般要进行三轴压缩试验) [1]。

土的压缩模量指在侧限条件下土的垂直向应力与应变之比, 是判断土的压缩性和计算地基压缩变形量的重要指标之一, 但压缩模量不是常数, 在判断压缩模量对地基承载性能的影响时应慎重考虑。首先, 其大小和压力段有关系, 通常压缩模量仅在100~200k Pa的压力段测定, 这样得到的压缩模量不一定能反映土体的真实性质;其次, 压缩模量的试验过程, 本身又是一个排水固结的过程, 而施工现场的地基土不一定具有排水固结条件。

1.5塑性指数

由于土中粘粒部分含有粘土矿物颗粒和有机质, 所以土中粘粒含量越高, 土的可塑性就越大, 即塑性指数越大。粘粒部分矿物成分不同, 其塑性指数和活动性指数也就不同。通常, 在工程上塑性指数大的土, 它的干缩性和湿胀性也大。塑性指数还能反映土中水的离子成分和浓度, 当水中高价阳离子的浓度增加时, 土粒表面吸附的反离子层的厚度变薄, 土容易产生凝聚。工程中常用掺高价离子的方法提高土的水稳性, 如石灰稳定土。可见, 塑性指数是一个能综合反映土的颗粒组成、矿物成分以及土中水的离子成分和浓度的指标, 反映在工程上, 体现为土的塑性高低、干缩与湿胀性的大小。从力学性能指标的变化看, 塑性指数对粘聚力、内摩擦角、压缩系数等都有影响。

此外, 低塑性土在振动条件下, 动强度比静强度低得多, 抗振性能差。有调研表明, 产生液化的土, 塑性指数一般小于10常在7左右。同时, 只要具备足够的水头, 塑性指数较小的粉质粘土也会发生流砂。根据国内外资料表明, 塑性指数小于10的土难以压实, 塑性指数较低的土也不宜采用石灰加固地基的处理方案。有实际工程资料表明, 在塑性指数小于7的粉土中沉桩比较困难, 一般塑性指数小于10的土层条件不宜采用压入桩沉桩。

2结语

地基土的含水率、内摩擦角、粘聚力、容重、压缩模量、塑性指数等物理力学性质指标对地基承载性能都有影响, 但影响的程度是不一样的, 若单看含水率、容重两个指标并不能确定土体的工程性质。在工程实践中, 应特别重视粘聚力、塑性指数这类综合指标的影响, 对它们的测试方法 (包括土体取样) 的选择也应慎重, 尽量确保测试数据能反映土体的真实性质。

参考文献

[1]童小东, 黎冰.土力学[M].武汉大学出版社, 2014.

[2]李兆平, 张弥, 赵慧丽.含水量的变化对非饱和土强度影响的实验研究[J].西部探矿工程, 2001, 71:1-3.

[3]卢肇钧.粘性土抗剪强度研究的现状与展望[J].土木工程学报, 1999, 32 (4) :582-587.

[4]胡展飞, 傅艳蓉.基于不同初始含水量的软粘土抗剪强度的实验研究[J].上海地质, 2001 (1) , 38-42.

承载性能 篇7

试验设计了三组模型桩, 分别为常温桩、冻融桩、冻结桩。根据课题委托单位要求, 试验地基模拟了饱和砂土条件, 采用人工制冷的方式冻结地基土, 浇筑混凝土灌注桩时埋设测试元件, 通过单桩静载荷试验及相关数据的对比分析, 得出人工冻土融化后的单桩承载性能的变化。

1 模型桩方案

试验模型桩采用混凝土灌注桩, 根据模型试验原理以及试验条件等各种影响因素的综合分析, 确定常温桩、冻融桩、冻结桩每组试桩为3根, 桩径0.2m、桩长2.5m, 长径比为12.5。试桩的制作按照模型设计要求以及试验条件进行, 成桩工艺和质量控制标准应符合施工质量验收规范。

2 试验基坑及地基方案

2.1试验基坑。模型试验在河北工程大学省级实验教学示范中心试验基地内进行。根据规范要求, 摩擦型桩的中心距不宜小于桩身直径的3倍[5], 同时综合考虑试验模型制作的难度、加载设备条件等因素, 确定模型桩中心距为1m, 桩中心与场地边缘相距0.5m, 桩端土厚度为0.8m。模型基坑为人工开挖, 分为常温区和冻结区, 两区之间有1.2m的土层隔离带, 常温区长3.2米, 宽1.0米, 深3.6米;冻结区长3.3m, 宽2.2m, 深3.8m。冻结区基坑底部、四壁及表层均铺设100mm厚的挤塑聚苯乙烯泡沫板 (保温板) 并用聚氨酯发泡胶填缝, 作为保温层。

2.2试验地基。回填地基土为单一饱和砂土地基, 按照孔隙比为0.686、饱和度85%填筑。试验地基回填采用分层夯实回填, 每层虚铺厚度为15~20cm。每层回填夯实完成后, 在本层不同位置采用环刀取样3~5个, 测量孔隙比与饱和度, 通过土工试验控制[6], 确保每层回填土物理力学性质相近。并在设计标高处, 埋设冻结管、测温元件和预留桩孔。土层回填完毕后, 用100mm厚的挤塑聚苯乙烯泡沫板封顶。模型试验平面图如图1。

3 人工冻融方案

试验要求在一定的负温条件下进行, 因此, 试验过程中的温度量测和控制是保证试验的一个重要方面。模型试验采用冻结管人工制冷, 通过在冻结管中循环冷冻液达到制冷效果。冻融设备采用ZJDR-3型混凝土自动快速冻融试验设备, 循环冷冻液为甲醛与水 (3:7) 的混合溶液。冻结管采用D57x3钢管, 由横管和竖管焊接成循环管路, 通过进水管和出水管与冻融设备连接。具体位置如图1。

土体温度量测采用铂热电阻测温Pt100温度传感器, 沿桩身分别在距离桩顶150mm、1325mm及桩底处分三层布置测温点, 测温点均距离桩身100mm。温度监测采用LTM8000数据采集模块观测土体温度变化情况, 进行24小时实时监测记录。

根据试验要求, 通过冻结管人工制冷循环冷冻液, 当冻结区土体温度降至 -5℃左右时, 浇筑混凝土模型桩, 并始终维持土体温度在 -5℃左右养护至28天。冻融桩养护完成后, 采用ZJDR-3型混凝土自动快速冻融试验设备, 循环水溶液进行土体解冻。

4 单桩静载荷及桩身内力测试方案

4.1单桩静载荷试验。加载反力装置采用锚桩压重联合反力装置, 加载装置采用1000k N液压千斤顶和油泵进行手动加 载 , 配以SCLY-2数字测力仪、BHR-4型称重传感器控制桩顶荷载大小。为量测桩顶沉降, 在桩头放置的承压板上对称布置2个MODELTD-91B位移计。

加载方式采用慢速维持荷载法试验, 即每级荷载达到相对稳定标准才可加下级荷载[7]。每级加载后按第5、15、30、45、60min测读桩顶沉降量, 以后每隔30min测读一次, 直至稳定, 稳定后方可进行下一级加载。达到终止加载条件停止加载, 进行卸载。每级卸载后按第15、30测读桩顶沉降量, 以后每隔30min测读一次。卸载至零后, 应测读桩顶残余沉降量, 维持时间为3h, 测读时间为第15、30min, 以后每隔30min测读一次。

4.2桩身内力测试。为量测模型桩不同断面的桩身轴力, 在每根试验桩中, 每隔18cm布置1个XB-120振弦式钢筋计, 每根模型桩共7个。为量测模型桩的桩端阻力, 在桩端中心位置埋设一个XB-150振弦式压力盒。钢筋计与土压力盒在浇筑模型桩时预先埋设。

在单桩静载荷试验加载前, 采用XB-180读数仪读取钢筋计与压力盒初始频率;在每级荷载稳定后, 读取振弦式钢筋计与压力盒的频率, 再进行下级加载;卸载时读数与加载相同, 每级荷载卸载稳定后, 读取钢筋计与压力盒频率。

5 结论

本文结合国内外有关模型试验资料, 创新性的提出了人工冻土融化对单桩承载性能影响的试验方案, 设计了常温桩、冻融桩和冻结桩三组模型桩, 对饱和砂土地基、试验基坑、混凝土模型桩、土体冻结融化及温度控制、单桩静载荷试验和桩身内力测试等试验方案进行了详细设计。现试验已按照方案顺利完成, 如期获得了相关试验数据, 为以后分析人工冻土融化后对单桩承载性能的影响奠定了基础, 设计的试验方案合理可行。

参考文献

[1]苏文生, 崔可锐, 冯敏杰.淮南刘庄煤矿主井人工冻融土桩基稳定性分析[J].工程与建设, 2007, 21 (3) :316-318.

[2]唐明辉.人工冻融土地层中桩基的应力测试与分析[J].安徽建筑, 2013 (4) :121-123.

[3]李浩伟.冻土融化过程中桩土相互作用机理研究[J].路基工程, 2009 (6) :119-120.

[4]吕晓亮, 周国庆, 别小勇.未冻土和高温冻土中桩基承载性能试验研究[J].岩土工程技术, 2007, 21 (3) :160-162.

[5]GB 50007-2011, 建筑地基基础设计规范[S].

[6]GB/T50123-1999.土工试验方法标准[S].

承载性能 篇8

1 筒仓结构有限元模型及材料特性

以某水泥生料库筒仓结构为例, 其外径为23.26m, 高61.8m, 壁厚0.38m;库内锥体以下设有三层平台板, 板顶标高分别为3.000m、8.600m、14.166m (地面高程为0.000m) , 各层板厚分别为0.4m、0.4m、0.6m;平台板的6根支撑柱沿环向均匀分布, 截面尺寸为0.6m×0.6m。用Abaqus程序对筒仓结构进行计算分析, 建立有限元模型时将筒仓结构塔筒、平台及椎体均离散为实体单元。整体坐标采用笛卡尔坐标系, 冷却塔模型及网格见图1。为了简化结构与地基的相互作用, 将筒仓结构与地基的连接按刚接处理, 即边界条件为节点边界条件中的自由度约束。

根据工程检测资料, 筒仓结构混凝土材料强度等级及材料特性按表1采用。采用线弹性本构模型, 不考虑其开裂和塑性, 混凝土密度取为25k N/m3, 导热系数取为1.74w/ (m.k) , 混凝土比热取为0.74J/ (kg·K) 。

2 筒仓结构的分析荷载

筒仓结构承受的主要荷载包括结构的自重、储料荷载、温度作用、地震作用和风荷载。由工程检测结果可知, 环向受力破坏是筒仓结构的主要因素, 上述荷载中, 自重、储料荷载和温度作用对环向受力影响较大, 故计算中只考虑这三种荷载作用。温度作用又分为季节温差作用和内外温差作用, 由于在季节温度作用下, 底板对仓壁的约束较弱, 仓壁与底板能够协调变形, 因此产生的内力很小, 可以忽略季节温差的影响, 只考虑内外温差的影响。

2.1 储料荷载

根据工程相关资料, 水泥储料的重力密度是14k N/m3。储料荷载的计算公式和取值参照《钢筋混凝土筒仓设计规范GB5007-2003》, 生料自重简化成对仓壁的水平压力、对仓底和锥体顶面处的竖向压力、对锥体侧面的法向压力。储料荷载计算见下, 通过面压力施加。

1) 仓壁的水平压力

贮料顶面以下距离s处, 贮料作用于仓壁单位面积上的水平压力Ph (KPa) 按下式计算:

式中Ch—深仓贮料水平压力修正系数, 堆料顶部至2/3堆料高度段, 由1线性增至2, 2/3堆料高度段至堆料底部, 为2;γ为贮料的重力密度 (k N/m3) , 水泥生料重力密度为14k N/m3;ρ为筒仓水平净截面的水力半径 (m) , ρ=dn/4=5.575m;m为贮料与仓壁的摩擦系数, 取值0.58;S为贮料顶面至所计算截面的距离 (m) ;Φ为贮料的内摩擦角 (°) , 取值30°;K为擦压力系数, 由上式计算得k=0.333。经计算, 底板顶面高程处侧向压力为199.54k N/m。

2) 贮料作用于仓底处单位面积上的竖向压力Pv1

贮料作用于仓底处单位面积上的竖向压力Pv1的计算公式为:

式中Cv为深仓贮料竖向压力修正系数, 取值1.4;h为贮料计算高度 (m) , 按照业主提供的资料, 最高贮料的高度为39m, 取值39m;通过计算, 仓底处单位面积上的竖向压力为565k N。

贮料作用于锥顶处单位面积上的竖向压力Pv2。计算方法同式 (3) , 其中锥顶处最高贮料的高度为25.33m;通过计算, 锥顶处单位面积上的竖向压力为355k N。

3) 锥面侧壁法向力。

锥面侧壁法向力计算公式为:pn=ξp v。其中α=60°, Φ=30°则ξ=0.5, pn=.05pv。

2.2 温度作用

根据《钢筋混凝土筒仓设计规范》规定, 生料的温度达到100ºC, 属于热储料, 因此温度作用是比较显著的, 需要定量的分析。根据现场实测的温度, 贮料进库温度为100℃, 出库温度为75℃, 库底板温度为50ºC, 仓壁外侧温度为40ºC。考虑到混凝土的徐变和裂缝产生后仓壁部分应力的释放, 计算中对温度荷载进行折减, 参考有关文献资料, 温度荷载按照75%进行折减, 温度荷载按照内外温差取45ºC。

2.3 荷载组合

根据《建筑结构荷载规范》 (GB5009-2001) 和《钢筋混凝土筒仓设计规范》的要求, 分别采用承载能力极限状态和正常使用极限状态对结构进行计算。依据规范, 确定荷载组合为:

承载能力极限状态:1.2自重+1.3贮料荷载+1.2温度荷载;

正常使用极限状态:1.0自重+1.0贮料荷载+1.0温度荷载。

3 筒仓结构的有限元计算结果及分析

3.1 储料荷载单独作用

由结算结果可知, 筒壁在储料荷载单独作用下, 环向应力由筒顶至锥底逐渐增大。仓壁顶部、轴力分布见图2。从图2中可以看到, 仓壁的环向轴力从顶部往下逐渐增大, 最大环向轴力出现在底板以上5m处位置, 环向轴力最大值为2164k N/m, 在接近底板的部位环向轴力减小, 主要由于仓壁底部有底板与之相接, 分担了一部分环向拉力;竖向轴力为压力, 从顶部往下逐渐增加, 仓壁竖向轴力最大值为-783.8k N/m (压力) , 发生在底板处;环向和竖向弯矩都很小, 趋于0。

3.2 内外温差单独作用

由筒壁在内外温差单独作用下的环向应力结果可知, 筒顶及锥底局部部位由于约束较大, 温度影响相对较大, 其他部分应力较小, 轴力分布见图3。从图3中可以看到, 仓壁的环向轴力在靠近顶板和底板的部位受拉, 这主要是受顶板和底板的约束所产生的, 其中, 环向轴力最大值为597k N/m。除顶板和底部附近以外的的其它部位环向轴力均较小。环向弯矩从上到下很小, 趋于0。在温度作用下, 轴向内力及弯矩均很小, 趋于0。

3.3 承载能力极限状态下荷载组合计算结果

根据《建筑结构荷载规范》 (GB5009-2001) 和《钢筋混凝土筒仓设计规范》的要求, 分别采用承载能力极限状态和正常使用极限状态对结构进行计算。基本组合的荷载分项系数的选取如下:在承载能力极限状态下, 对由可变荷载效应控制的组合, 永久荷载 (即筒仓自重和温度荷载) , 应取1.2;贮料荷载分项系数应取1.3。在正常使用极限状态下, 各荷载均取荷载效应的标准值, 即各荷载分项系数均为1.0。因此, 确定荷载组合为: (1) 承载能力极限状态:1.2自重+1.3贮料荷载+1.2温度荷载; (2) 正常使用极限状态:1.0自重+1.0贮料荷载+1.0温度荷载。

承载能力极限状态下, 结构荷载和温度组合作用下环向应力是主导因素, 竖向应力相对较小, 环向应力分布见图4。从图中可以看出, 仓壁的环向应力从顶部往下逐渐增大, 最大环向应力出现在底板以上5m处位置, 在接近底板的部位环向轴力减小, 主要由于仓壁底部有底板与之相接, 分担了一部分环向拉力。

按照设计配筋方案进行裂缝计算可知, 筒仓最大裂缝宽度均小于最大裂缝宽度限制, 满足要求。

4 结语

本文借助大型有限元分析软件, 对某筒仓结构进行了整体精细化有限元仿真分析, 明确了不同荷载作用下的内力和应力分布状况, 本模型建立时, 只考虑了水泥贮料对仓壁的侧压力, 实际上散料的堆积对筒仓刚度有加强作用。同时, 进行基础建模时, 考虑为刚性连接, 未对桩基基础进行实体建模, 实际上地基刚性对结构整体受力性能有影响, 特别是进行极限状况承载性能分析时, 模型有待进一步深入。

参考文献

[1]国家标准《混凝土结构设计规范》 (GB50010-2010) ;

[2]国家标准《钢筋混凝土筒仓设计规范》 (GB50077-2003) ;

[3]刘大同, 张宝魁, 李斌, 料仓结构设计中的贮料压力计算分析[J], 河北工程技术高等专科学校学报, 2010 (1) :57-58;