钢管应力

关键词:

钢管应力(精选七篇)

钢管应力 篇1

关键词:钢管壁厚,外包段施工顺序,拱轴系数,拱肋梁高,峰值应力,应力调整

大瑞铁路澜沧江特大桥主跨为342m上承式钢管混凝土劲性骨架拱桥 (图1) , 主跨拱肋矢高为82.416m, 矢跨比为l/4.15, 为悬链线提篮拱, 拱肋内倾角度6.8°, 每条拱肋为单箱单室混凝土箱梁, 箱宽4.5m, 腹板壁厚0.6~1.0m, 系内填外包钢管混凝土劲性骨架结构, 其中劲性骨架为钢管桁架, 两拱肋间设有20道横撑, 且进行混凝土外包。最初设计中, 拱轴系数m=3.2, 主拱钢管为36mm等厚钢管, 拱顶处混凝土箱截面高为7.0m, 拱脚截面径向高为11.5m, 拱肋典型截面如图2。

该桥的主要施工工序为:转体法架设钢管结构, 形成劲性骨架→钢管内填混凝土→分阶段外包混凝土, 形成混凝土拱肋→外包横撑混凝土→施工拱上立柱和π梁→施工立柱上简支箱梁→桥面二期铺装, 其中拱肋外包混凝土采用“三环八工作面五节施工法”。

采用通用结构计算软件Midas建立全桥施工模型 (记为初模型) , 施工成桥后, 主钢管的峰值应力将达到308MPa, 运营阶段恒+活工况下钢管最大应力高达319MPa, 钢管采用的是Q345C钢材, 根据《铁路桥梁钢结构设计规范TB10002.2-2005》规定, Q345钢的基本容许应力[σ0]=210MPa, 安装时容许应力提高系数为1.2, 对应的容许应力[σ]=252MPa, 考虑次应力和风力或制动力时的最大提高系数为1.45, 对应的最大容许应力[σ]=210×1.45=304.5MPa, 显然, 无论是施工期间还是成桥后运营阶段, 钢管应力峰值都过大, 且其中尚未考虑钢管焊接的残余应力以及附加力的影响, 因此, 必须采取措施降低主钢管应力水平。基于工程建设需要, 在基本上不增加投资的前提下, 笔者通过调整钢管壁厚、混凝土外包段施工顺序、拱轴系数和拱肋梁高等设计参数修改设计, 最终使钢管应力水平基本合理, 本文介绍这方面的主要成果, 可供同类结构参考。

1 钢管壁厚调整

1.1 理论基础

由于初模型中主钢管采用的是36mm等厚钢管, 而在整个拱肋内部, 内力的分布是不均匀的, 造成钢材性能未完全发挥或者出现不足的情况, 因此, 理论上完全可能在用钢量变化不大的前提下, 合理的分段设置钢管壁厚, 即在应力大的位置加大壁厚、在应力小的位置减小壁厚, 使其应力水平合理且结构更具经济性。

表中节间位置参见图3。

1.2 对比模型

根据初模型的钢管应力分布规律, 拟出三种壁厚对比模型, 壁厚具体取值见表1。

1.3 计算结果与分析

三种壁厚对比模型在施工成桥阶段的峰值应力列于表2, 考虑活载相差不大, 未列出活载 (下同) , 同时列出主钢管材料用量。

从表2可以看出, 调整钢管壁厚, 可以带来比较明显应力降幅, 壁厚对比3相比初模型而言, 应力最大降幅达到了28Mpa, 且这种降幅还是建立在保持主钢管钢材用量基本不变的基础上的。

2混凝土外包段施工顺序影响

2.1 理论基础

对于澜沧江特大桥这类钢管混凝土劲性骨架拱桥, 施工成桥内力与施工过程密切相关, 所以可以通过改变施工顺序来调整主钢管应力水平, 从钢管峰值应力的增长看, 在混凝土外包段 (底、腹、顶板外包) 这一施工过程, 峰值应力增幅最为明显, 达到了150MPa, 且在底、腹、顶板三环外包中, 底板外包所引起的峰值应力增幅最大, 达到了92MPa, 占外包段峰值应力增幅的61.3%, 所以, 寻求改变混凝土外包段施工顺序来降低主钢管应力水平, 特别是底板环施工顺序的改变。

2.2 对比模型

初模型中, 拱肋单箱单室混凝土箱在主拱钢管劲性骨架施工完成后, 采用“三环八工作面五节施工法”外包混凝土成型:

“三环”分别对应单箱单室箱梁的底板环、腹板环和顶板环, 先形成底板环, 再形成腹板环, 最后是顶板环。每环的形成按“八工作面五节施工法”进行。

“八工作面”系将拱肋沿纵向分为8个大节段, 如图3中的“第一~第四段”, 使主拱上对称地设置8个工作平面, 8个工作面同步进行施工。

“五节”指以上的8个大节段中再细分为5个小节段, 除拱脚和拱顶的各1个小节段包含了2个节间外, 其余的每个小节段均为1个节间, 各大节段中5节的施工次序按图3中 (1) 、 (2) 、 (3) 、 (4) 、 (5) 次序。

整个外包混凝土施工对称进行, 各环均在跨度的八分点位置闭合。

基于初模型, 拟定了下列三种外包段对比模型:

⑴外包段对比1:维持“三环八工作面五节施工法”的分环和分节不变, 底板和顶板的维持原来的施工顺序, 调整腹板的施工顺序, 腹板采用与顶、底板相反的施工顺序, 即图3中, 原来第 (5) 节浇筑的改为第 (1) 节浇筑, 以此逆推。

⑵外包段对比2:底板和顶板的施工顺序不变, 腹板由“一环”变为“上下两环”, 即原来的“三环”变为“四环”, 腹板“上下两环”的浇筑顺序依旧保持着和底、顶板一致的浇筑顺序。

⑶外包段对比3:维持腹板和顶板的施工顺序不变, 改变底板的施工顺序, 即底板施工顺序与腹、顶板不同步, 由底板施工由原来的八工作面调整为十个工作平面, 底板环浇筑完成的次数, 由原来的5次调整为9次, 具体的施工顺序如图4所示。

2.3 计算结果与分析

三种外包段对比模型在施工成桥阶段的峰值应力具体比较数据如表3所示。

从表4中可以发现, 增加底板外包的施工步骤数, 对于峰值应力, 改善最为显著, 可以达到21MPa, 这是因为底板外包过程中, 最先浇筑的外包段混凝土, 其湿重由钢管单独承受, 形成强度的外包混凝土与钢管共同承担后面浇筑的外包段混凝土的湿重, 也正因为如此在底板外包阶段应力增幅最大, 而腹板逆序浇筑和腹板分两环浇筑对峰值应力改善幅度不大, 但上述两种施工方法可以带来局部区域的应力改善, 如腹板分两环浇筑对于第7区间的上弦杆的应力峰值有10MPa左右的改善。

3 改变拱轴系数

3.1 对比模型

初模型中主拱拱轴系数m取为3.2, 在初模型的基础上, 采用m=3.1、3.3、3.4进行建模, 记为拱轴对比1~3模型。

3.2 计算结果与分析

三种拱轴对比模型施工成桥阶段的峰值应力, 如表4所示。

由表中数据可以发现, 单纯调整拱轴系数, 对于峰值应力的改善不大, 最多只有5MPa。因此, 拱轴系数的调整对于主钢管应力调整作用不明显。

4 改变拱肋梁高

4.1 对比模型

初模型中, 拱脚梁高为11.5m, 拱顶梁高为7m, 维持拱顶梁高不变, 取拱脚梁高为11m和12m建立对比模型, 记为梁高对比1和梁高对比2, 以评估梁高变化对于主钢管应力的影响。

4.2 计算结果与分析

两种梁高对比模型施工成桥阶段的峰值应力, 如表5所示。

由表中数据可以发现, 单纯调整主拱梁高, 对于峰值应力的改善也不明显。

5 优化模型的主钢管峰值应力

5.1 优化模型简介

通过四种降低钢管应力水平的方式对比分析, 综合运用以上四种手段, 形成优化后的模型, 关键数据取值:

⑴主钢管壁厚采用26~46mm方案, 具体数据同“壁厚对比3”模型;

⑵外包段混凝土施工顺序综合“外包段对比2”和“外包段对比3”模型, 采用“底板与腹、顶板不同步, 四环施工法”;

⑶拱轴系数m=3.4;

⑷梁高数据:拱脚梁高11.0m, 拱顶梁高7.0m。

5.2 优化模型钢管应力数据

优化模型的施工成桥及运营阶段主钢管峰值应力见表6。结果表明, 优化后的模型施工阶段钢管峰值应力σmax=261MPa略大于1.2[σ0]=252MPa, 而运营阶段钢管峰值应力σmax=272MPa<<1.45[σ0]=304.5MPa, 满足规范要求, 也基本实现了本文的目的。

注:运营阶段为恒+活工况

6 结语

⑴四种调整主钢管应力水平的方法中, 采用不等壁厚设计代替等壁厚设计及调整外包段施工顺序均能收到比较好的效果, 就本桥而言, 拱轴系数的调整和梁高的改变对于主钢管应力水平的降低效果表现不明显;

⑵对于像澜沧江特大桥这一类钢管混凝土劲性骨架拱桥, 施工过程直接影响成桥内力的分布, 需要在设计中考虑具体施工工艺的影响, 以提高设计的经济性;

⑶本文的主要研究目标着力于降低主钢管应力水平, 但在实际中采用上述方法调整主钢管应力水平时, 需综合考虑其他因素的影响, 以求满足各项关键指标的最优解。

参考文献

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轴向拉伸钢管Ⅰ型裂纹尖端的应力场 篇2

Zhang Daoming,Liang Li.The stress field at mode I crack tip on steel pipe under axial tension.Mechanics in Engineering,2015,37(4):513-517

工程事故实践表明,钢构件的疲劳损伤都起始于构件的初始裂纹.研究表明,构件表面和内部都存在各种类型裂纹.所以导管式海洋平台钢管、船舶工程中的钢管、各类钢管的钢桁架构件抗疲劳设计,都应建立在研究外力作用下构件裂纹尖端处的应力场,裂纹扩展过程和裂纹扩展形态基础上,才能确保构件承载的安全性[1,2,3,4].该应力场是由裂纹尖端处的应力状态和裂纹尖端处的峰值应力影响范围组成.对于钢管的初始裂纹,无论是疲劳起始裂纹扩展(即开裂扩展),还是疲劳裂纹的亚临界扩展(从起始裂纹扩展到导致构件最后发生失稳扩展以前的阶段),都取决于构件缺陷裂纹尖端附近局部区域的应力场[5,6,7,8].目前对应力场力学行为的研究,主要有基于线弹性断裂力学的无限大板裂纹尖端应力状态[5,9],强度因子和断裂判据研究其峰值应力行为.目前钢管的裂纹断裂普遍采用含裂纹的“无限”大平板断裂力学进行理论分析[9,10].然而钢管为曲面,因此裂缝对钢管应力影响不同于平板中的裂纹尖端应力场.本文针对钢管结构的I型裂纹尖端的复杂应力场力学特征,建立钢管裂纹尖端应力场理论分析模型,研究钢管中裂纹尖端的应力场.基于尖端处峰值应力影响范围很小,因此采用裂纹尖端处的切平面,代替曲面钢管裂纹尖端处峰值的应力作用面,研究其Ⅰ裂纹尖端处的应力场.

1 钢管轴向拉伸应力场

根据圣维南原理,在距开裂纹一定距离时,钢管的应力场不受裂缝大小和形态的影响,满足柯西平衡方程.在外载荷作用下,钢管截面内力由弯矩M、剪力Q、扭矩T和轴力N组成.对于桁架等结构的构件主要是受拉的支管产生疲劳破坏.因此根据截面内力平衡,在轴向拉力N作用下,其管截面总和可表示为

式中,A为管截面,σy为管截面轴向拉应力.如图1,在柱状坐标系中,轴向拉力作用下,管截面产生管心法向切向力σθ,其极坐标平衡方程可表示如下

在轴力作用下钢管的边界条件,,fθ=0,方程(3),可表示如下

由方程(4)可知σθ为常数.由于钢管壁厚与钢管直径很小,σr=0.根据钢管在轴力作用下的力学行为,其环向位移可表示如下

2 裂纹对钢管应力场的影响

在轴向拉伸荷载作用下,钢管任意微单元处于双向受力状态,见图1.双向受力状态的钢管微单元应力状态为单向拉伸和等应力双向拉伸两种微单元应力状态叠加.

2.1 含裂纹钢管应力函数

钢管表面为圆形柱状表面,其表面有一道垂直管轴向的裂缝.由于钢管表面不同于“无限大平板”,因此其裂纹尖端应力场推导应考虑钢管表面弯曲特点.用弹性断裂力学Westergaard的方法[5],裂纹应力函数可表示如下

式中,Φ为双调和函数,˜Z(R)为复变解析函数Z(R的二重积分,R为复变函数,表达式如下

式中a为1/2裂纹弧长.Φ为艾雷函数,即为双调和函数,应满足于∆[2]∆[2]Φ=0

含裂纹钢管应力场表达式为

由式(10),可知选择满足全部边界条件的复变解析函数Z(R)是确定应力场的关键.在柱状坐标系条件下,管的圆心为坐标原点,对应裂缝的圆心角为2θ0,裂缝弧长为a0,a=rθ0/2,见图1.

参考“无限大”板中的裂纹尖端处应力函数,设Z(R)可表示如下

2.2 应力边界条件及验证

基于钢管和裂纹的几何和受力特点,其应力边界条件如下:

在z=0,|θ|>θ0且|θ|→θ0时,σLz→∞;钢管最大影响角为180◦,|θ|→180◦,σLa=µσZ

在裂纹面内,z=0处,有

在z=0时,σLz=Re Z(R)与Z(R)同量纲,z=0为σLz对称轴,由式(11)

当z=0,θ<θ0,由式(17)

在裂纹尖端处,即z=0,|θ|>θ0,且|θ|→θ0时,σLz→∞,τLzθ=0

由式(11)∼(21),艾雷函数Φ满足边界条件.钢管任意一点应力场为

2.3 钢管裂纹尖端应力场

由式(22)可知,钢管裂纹尖端局部的应力场的解析解十分复杂.因此,基于平板I型裂纹顶端应力场影响范围较小的特点,在钢管曲表面裂纹尖端处钢管切平面被构建.利用该切平面,在其平面上建立局部新的直角坐标系,代替钢管裂纹尖端曲面柱状坐标系.新裂纹尖端切平面坐标系X1OY1和裂纹尖端局部影响区域如图1,其复变量ξ代替复变量R,具体表示如下

根据式(8),则有

在裂缝尖端处,令h(ξ)表示如下

KI为钢管裂纹强度因子,表示如下

裂纹尖端局部区域复变函数Z(ξ)可表示如下

将式(29)和式(30)代入式(9),钢管任意一点应力场为

式(31)与平板单向受拉和双向等值受拉[5]的应力场有明显的区别.主要区别在强度因子和各应力的常数项上.由式(31)可知,裂纹端点处的峰值应力影响随远离端点而减小,在距离裂纹尖端一定范围外,任意点处的应力如图1.因此有

由式(32)和式(33)的峰值应力影响范围r可表示如下

式中ra和rz分别为管裂纹水平切线方向和裂纹横向切线方向的峰值应力影响范围.由式(34)和式(35)可知:裂缝尖端峰值应力影响范围并不是圆形区域,它仅与位置、裂缝长度和角度有关.但当β=0时,无论ra和rz,在裂缝尖端水平切线方向峰值应力影响范围为

因此通过测量裂缝长度,可以预测估算裂缝扩展范围.

2.4 钢管裂纹尖端应力场塑性区域

由式(30)尖端附近区域主应力可表示为

将式(30)代入式(37),设

对于在单向拉伸载荷作用下的无裂纹光滑构件,当拉应力等于材料的屈服应力σs时,材料就进入屈服状态.由式(30)可知,在尖端附近区域存在复杂的应力状态,由于钢材在复杂应力状态下符合Miss判据,在三向主应力σ1,σ2和σ3作用下,等效应力σe达到屈服应力σs时,塑性区屈服.具体如下

式(38),式(40)和式(41)代入式(42)有

式中rp为裂纹顶端塑性区范围.当β=0时,裂纹顶端塑性区rp0为

考虑到塑性区应力松弛,根据文献[6],应力松弛后的塑性区范围β=0在水平x轴方向扩大一倍.考虑到塑性区域的扩展,裂纹有效长度为a+2rp0,文献[6]和钢管轴向受平面应力状态,其强度因子修正系数M可表示如下

修正后的强度因子KIeff可表示如下

根据文献[6]的附录C和钢管平面应力受力状态,式中Y为形状修正系数,取1.

3 裂纹尖端处钢管与“无限”平板应力场对比

3.1 钢管裂纹尖端应力场范围

钢材按其力学性质可分为软钢和硬钢.软钢和硬钢在力学性能上有着明显的区别.试验表明,软钢的应力-应变表现为4个阶段:弹性阶段、弹塑性阶段、塑性阶段和强化阶段,而且钢材在静力作用下,拉伸和压缩性能基本相同.为满足软钢力学特征,采用理想弹塑性模型为钢管材料本构模型.具体表达式如下

裂纹中心最高为0.1 mm,裂缝长度和载荷见表1,然后由裂纹处逐渐按梯度(1:10)向外放大.轴心拉伸载荷施加在管端部.具体钢管尺寸为截面直径550 mm,壁厚5 mm,屈服强度345 MPa,弹性模量200 GPa,裂纹长度2 mm∼4 mm的穿透型裂缝,垂直于管轴向.为了便于观察裂缝尖端的长方向应力影响区域,根据式(36),I型裂缝尖端裂缝的长方向局部轴向拉应力峰值范围见表2.

由表2中可知,裂纹尖端应力场范围随裂纹长度增加而迅速增大.钢管微裂纹顶端应力场的峰值应力随载荷增加而增加,应力场范围没有随载荷发生扩展.平板裂纹应力影响范围比钢管裂纹应力影响范围小.微裂纹顶端峰值塑性区域范围有明显的扩大,但影响范围很小,见表1,对应力场范围无影响,和理论分析结果一致,见图2.因此理论计算应力场范围可不考虑钢材的非线性,认为应力场范围随载荷增加无变化.

3.2 平板裂纹尖端应力场范围

平板尖端应力场[6]表达式如下

由式(49)可知,在平板β=0且无限远处,σx=和σy=σz,因此不考虑裂纹塑性扩展,平板裂纹尖端应力场范围有

式中,KI为平板裂纹应力的强度因子,表示如下

考虑材料塑性的影响,其平面应力裂纹尖端应力场范围R可表示如下

式中,为平板裂纹塑性修正后的强度因子,根据文献[6]可表示如下

由表1和表3可知,平板在裂纹处轴向拉应力作用下的拉应力峰值塑性范围要大于钢管裂纹拉应力峰值塑性范围.

4 结论

(1)采用柱坐标体系,建立Westergaard解析控制方程,给出的钢管裂纹尖端应力场不同于平板的裂纹应力场;

(2)理论分析裂纹顶端的应力场影响范围很小,局部峰值应力影响范围仅与裂纹长度相关.

(3)钢管微裂纹顶端应力场的峰值应力随载荷增加而增加,应力场影响范围不随载荷增加发生扩展,但微裂纹顶端峰值塑性区域范围有明显的扩大

(4)计算结果表明钢管微裂纹尖端应力场,范围很小,而且小于平板微裂纹尖端应力场影响范围,采用裂纹尖端切面作为应力场作用平面,研究钢管裂纹应力场是可行的.

参考文献

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钢管应力 篇3

三峡工程左岸电站1~6#机压力钢管与蜗壳采用凑合节合拢时,蜗壳与钢管段的混凝土已浇注完毕,因此,合拢焊缝将在拘束条件下进行焊接。为了便于随时掌握合拢焊缝的拘束应力情况,确保合拢焊缝焊接的顺利实施,并为其他同类工程施工积累经验,对1号机焊接施工施工过程进行了监测。

1 监测内容

预热、每层焊完锤击消应后及合拢焊缝焊完后冷却至室温的拘束应力监测。

2 应力监测设备

拘束应力监测采用CM-2B型应变测量系统,应变计为BB120-4AA(11)250高温单向应变计。

3 合拢焊缝材料及工艺

3.1 材料

凑合节材料:NK-HITEN610U2,δ=60mm;焊条:CHE62CFLH。

3.2 合拢焊缝坡口型式

采用不对称X形坡口形式,如图1所示。

3.3 合拢焊缝焊接工艺

坡口组对间隙3mm(间隙≥3mm时进行单侧单面坡口堆焊处理,并打磨成原坡口形状),错边≤4mm;预热温度80℃~100℃;层间温度80℃~180℃;后热温度180℃×2h(升温速度30℃/h,冷却速度20℃/h,≤60℃不控制)。焊接电流:Ф3.2焊条为135A,Ф4.0焊条为185A。线能量:≤40k J。

焊接顺序:先焊内侧下半周和外侧上半周,焊至坡口深度的80%(1~6层),进行后热处理,碳弧气刨清根,砂轮打磨后进行磁粉探伤,合格后再焊内侧上半周及外侧下半周(7~12层),焊至仅剩盖面层,再将内侧下半周和外侧上半周焊完,最后再将内侧上半周及外侧下半周焊完。内、外侧各有5名焊工分段同时焊接。

3.4 锤击消应工艺

每名焊工每焊一层后,即用风镐进行锤击消应处理。风镐型号:C4圆形,锤头直径:6mm,锤击时气体压力不低于0.50MPa,锤击要求:反复锤至焊缝表面发亮,打底层及盖面层不进行锤击处理。

4 监测结果

4.1 拘束应力监测测点布置

拘束应力监测测点分别布置于凑合节Ⅰ-Ⅰ和蜗壳Ⅱ-Ⅱ两个截面上,如图2所示。面向上游,在Ⅰ-Ⅰ截面,内侧管壁的0点钟、3点钟、5点钟、6点钟、7点钟、9点钟处共布置6个测试部位,在与内侧位置对应的外侧管壁的0点钟、3点钟、5点钟、7点钟、9点钟处共布置5个测试部位;在Ⅱ-Ⅱ截面内侧管壁上的0点钟、3点钟、6点钟、9点钟处共布置4个测试部位;如图3所示。每个测试部位各布置2个测点(两个测点紧邻),每个测点沿水流方向(X方向)和管子周向(Y方向)各贴1个单向应变计。

MPa

4.2 拘束应力监测

合拢焊缝施焊前,按图3布片位置,贴上BB120-4AA(11)250型高温应变计,并与CM-2B型应变测量系统连接好。预热前,调试好仪器并进入测量状态。拘束应变数据采集程序为:预热过程采集1次,每层焊完锤击消应后采集1次,冷却至室温采集1次。

4.3 拘束应力监测结果

测试截面Ⅰ-Ⅰ外侧测点拘束应力测试结果见表1,测试截面Ⅰ-Ⅰ内侧测点拘束应力测试结果见表2,测试截面Ⅱ-Ⅱ内侧测点拘束应力测试结果见表3。

MPa

MPa

典型部位(测试截面Ⅰ的0点钟、3点钟,测试截面Ⅱ的0点钟、9点钟)的拘束应力随合拢焊缝施工过程的变化曲线见图4、图5。

5 结果讨论

(1)监测结果表明,在合拢焊缝施焊过程中的盖面阶段,局部的拘束应力较大,最大拉应力σxmax=246MPa,位于Ⅰ-Ⅰ截面内侧0点钟处。随着焊缝的冷却,拘束应力σx逐渐降低,当冷至室温时,σxmax=88MPa,仍位于Ⅰ-Ⅰ截面内侧0点钟处。上述现象说明焊接过程有较大拘束应力产生,焊后存在均化过程。

(2)各截面测点室温时的拘束应力情况为:

Ⅰ-Ⅰ截面:平均应力值为22MPa,最大值σxmax=88MPa,位于0点钟处;

Ⅱ-Ⅱ截面:平均应力值为40MPa,最大值σxmax=84MPa,位于6点钟处。

(3)测试截面Ⅰ-Ⅰ同一测试部位内外侧应力有差别,甚至有正负号变化,说明存在弯曲应力。

6 结束语

通过对三峡左岸电站压力钢管与蜗壳合拢焊缝焊接应力监测研究表明:水电站压力钢管与蜗壳合拢焊缝只要在焊接施工前制订合理的焊接工艺,并在焊接过程中进行锤击消应工艺处理,可降低拘束应力,确保工程顺利进行。

摘要:对1号机压力钢管与合拢焊缝焊接施工过程的拘束应力情况进行监测,了解和掌握拘束应力状况,为三峡左岸电站后续机组及其他同类工程施工提供依据。

钢管应力 篇4

钢管混凝土结构因具有较高的承载力、良好的塑性和优良的抗震性能,使其在工程实践中得到了广泛应用[1,2,3]。但普通钢管混凝土在浇筑初期,核心混凝土容易发生干缩变形,导致核心混凝土与钢管之间产生缝隙,进而削弱钢管对混凝土的套箍约束作用。随着混凝土技术的发展,自应力混凝土逐渐应用于钢管混凝土中。将自应力混凝土灌入钢管形成钢管自应力混凝土,在改善自应力混凝土脆性的同时可以补偿钢管中混凝土的收缩与徐变,有效减小了钢管和混凝土之间的间隙,提高了钢管对混凝土的约束效果,具有较高的工程实用价值。

钢管自应力混凝土与普通钢管混凝土除力学性能有所区别外,自应力混凝土的配合比和施工与普通混凝土也不同。因此,有必要进一步研究钢管自应力混凝土的力学性能。目前,对钢管自应力混凝土抗弯性能研究主要以试验为主[4,5],理论研究相对较少。本文利用ABAQUS软件对钢管自应力混凝土纯弯构件的受力全过程进行数值模拟,在分析钢管自应力混凝土纯弯构件工作机理的基础上,进一步探讨了钢管与混凝土在外力作用下的应力应变变化,最后分析了自应力对钢管自应力混凝土纯弯构件抗弯力学性能的影响。

1 有限元分析模型

1.1 材料本构关系

钢管自应力混凝土受弯过程中,可将钢材视为理想弹塑性材料,采用Von-Mises屈服准则,流动准则采用相关流动,单轴应力-应变关系曲线采用五阶段模型[6]。

对于核心混凝土材料,由于钢管的约束作用使其不再处于一维受力状态,并且初始自应力对核心混凝土强度有所提高,因此,传统的混凝土一维本构关系不再适用。基于此,对于受压区混凝土,采用文献[1]中的应力-应变关系模型:

对于受拉区混凝土,应该采用式(2)应力-应变关系[7]:

式(1)、式(2)中参数的确定方法参见文献[9]。

1.2 模型建立

建模时,在单元类型的选取上,钢管与钢垫板、核心混凝土应采用不同的单元类型,其中,钢垫板和核心混凝土采用C3D8R单元(八节点减缩积分单元),而出于计算效率的考虑,钢管采用S4R单元(四节点减缩积分单元)。在本构模型的选取上,钢管采用理想弹塑性模型,核心混凝土模型采用CDP(Concrete Damaged Plasticity)模型。钢管和混凝土模型参数取值与相关试验参数一致。

钢管与核心混凝土的接触主要由接触面垂直于法线方向和径向方向的黏结滑移组成[6,10],由于钢管对核心混凝土的约束作用,故分析时采用硬接触模型。在忽略混凝土收缩、徐变等因素的基础上,考虑钢管与混凝土间的剪应力。当剪应力值达到临界值时,钢管与混凝土之间会出现相对滑动,且在整个滑动过程中,剪应力一直维持临界值不变[10]。加载分两步进行,首先提高核心混凝土的相对温度,产生受热膨胀,使其在钢管的约束下产生自应力,自应力值与试验所测值保持一致;然后对构件进行位移加载。图1为自应力值随温度变化趋势图。

1.3 模型验证

为了验证所采用的有限元模型的正确性,本文将有限元计算结果与11组钢管自应力混凝土试验结果[5]进行了对比分析。表1给出了有限元计算结果与试验实测结果的对比情况,由表1可以知道,Mc/Mue平均值为1.032,均方差为0.050,计算值与试验值吻合较好。图2分别给出了部分试件弯矩-挠度曲线的有限元计算结果和试验结果。从图2可以看出,计算曲线与试验曲线在弹性段基本重合,弹塑性阶段和破坏阶段略有差别,二者总体上吻合良好。由表1和图2可知,有限元计算结果与试验结果吻合良好,从而验证了本文模型的正确性。

2 工作机理分析

在有限元计算模型得到试验验证的基础上,本节将对钢管自应力混凝土纯弯构件工作机理进行分析,深入认识构件受力全过程中的弯矩-挠度关系以及钢管和混凝土的应力应变分布规律。典型试件的计算条件为:D=165mm,t=3.5mm,L=1500mm,fy=359.5MPa,fcu=49MPa,自应力为3.03MPa。图3为典型试件的跨中弯矩-挠度全过程关系曲线,从图3中可以看出,钢管自应力混凝土受弯构件受力过程大致可以分为弹性变形阶段、弹塑性变形阶段和强化阶段三个阶段。为便于分析,在图中选取了3个特征点:A点为受拉区钢管达到比例极限;B点为受拉区钢管最外缘纤维应变达到0.01时的点,该点对应的弯矩为试件的极限承载力;C点为跨中挠度达到L/30对应的点。

(1)弹性阶段(OA段):在受力初期,钢管和混凝土变形均为弹性变形,跨中弯矩-挠度曲线基本呈线性关系,跨中截面挠度增加不大,如图4和图5所示,钢管和核心混凝土拉压区纤维应变均较小,拉区混凝土处于即将开裂状态,钢管与核心混凝土相互作用较小。

(2)弹塑性阶段(AB段):钢管受拉区纵向应力超过其比例极限,可认为构件即进入弹塑性变形阶段,由图4可知,随着荷载的增加,截面有效受压区高度减小,受压区混凝土纵向应力显著增加,塑形特征表现得越来越明显。此时,构件弯矩增长速度明显快于挠度增长速度,钢管与核心混凝土之间的相互作用增强,使得混凝土强度增加,在B点,截面受压区最大纵向应力值超过了混凝土抗压强度,这一阶段,受压区混凝土横向变形增长的速度较受拉区混凝土快,使得钢管与受压区混凝土的相互作用比受拉区混凝土要大。

(3)强化阶段(BC段):试件进入强化阶段后,由图5可知,钢管应力仍能继续增加,在纯弯区段内,钢管应力沿构件长度方向分布比较均匀。构件截面发生内力重分布,塑性特征表现得更为充分,由图4可知,中和轴继续上移,核心混凝土受压区高度进一步减小,C点时受压区混凝土最外缘纤维纵向应变与B点相比迅速增加,此时构件受压区混凝土最大纵向应力达到1.77fcu,然而受拉区附近的混凝土纵向应力却增长较少。这说明在钢管约束作用下,核心混凝土处于显著的三向受力状态。由于这种约束作用的存在,极大地提高了混凝土强度。跨中弯矩-挠度曲线近似呈水平直线,挠度急剧增加,弯矩仍能继续增加但增加缓慢,曲线未见下降段,说明试件具有良好的塑性性能。

3 自应力对纯弯构件力学性能影响

以钢管自应力混凝土纯弯试件为例,分析了初始自应力对钢管自应力混凝土纯弯构件力学性能的影响,试件尺寸与典型试件一致。初始自应力p分别为0MPa、3.03MPa、3.92MPa、4.90MPa、5.88MPa、6.86MPa、7.84MPa,自应力水平(初始自应力与自应力混凝土强度的比值)分别为0、0.06、0.08、0.1、0.12、0.14、0.16。

图6为构件达到承载力时,不同初始自应力构件跨中截面混凝土纵向应力分布图。由图6可知,钢管自应力混凝土纵向应力分布更加均匀,受压区最大纵向应力显著大于普通钢管混凝土,说明自应力的存在能够提高核心混凝土的强度。随着自应力值的提高,核心混凝土的强度逐渐增加。

图7为自应力影响下的跨中弯矩-挠度曲线。由图7可知,初始自应力的存在使得受弯构件弹性工作阶段增加,核心混凝土在受力之前以及受力之中都会受到径向压力的作用,压应力的存在一定程度上延缓了核心混凝土裂缝的开展,使其弹性阶段比普通钢管混凝土略长,同时,初始自应力的存在使得钢管对核心混凝土套箍作用增强,提高了混凝土强度,进而提高了构件的抗弯承载力,从图中可以看出,钢管自应力混凝土的抗弯承载力要高于普通钢管混凝土,与同条件下的普通混凝土相比,初始自应力值从3.03增加7.84时,构件承载力分别增加了1.5%,2.9%、3.5%、3.8%、3.2%、2.5%,当自应力值超过5.88后,提高幅度有所降低。

图8为不同自应力水平下的抗弯承载力对比图,由图8可知,当自应力水平达到0.12时,抗弯承载力最大,当自应力水平超过了0.12后,抗弯承载力不仅没有进一步提高,反而有一定程度的下降。这可能是由于初始自应力过大,在加载前钢管中存在一个初始拉应力的作用,所以在加载过程中钢管会提前进入到屈服阶段,进而钢管对混凝土的约束作用减弱,承载力略有下降。为了同时保证核心混凝土强度的提高和钢管约束能力的减弱,自应力值不宜过大或过小,即存在一个最佳自应力水平。因此,在设计钢管自应力混凝土构件时,要尽量使自应力水平保持在最佳水平附近。

4 结论

(1)采用ABAQUS有限元软件对钢管自应力混凝土纯弯构件的力学性能进行了建模计算,计算结果得到了试验结果的验证。

(2)在分析纯弯状态下钢管自应力混凝土的弯矩-挠度曲线的基础上,进一步探讨了各材料的应力应变分布规律,结果表明,钢管自应力混凝土纯弯构件具有良好的抗弯能力和变形能力。

(3)分析了在初始自应力作用下,钢管自应力混凝土受弯构件力学性能的变化,结果表明,相对于普通钢管混凝土,钢管自应力混凝土受压区最大纵向应力显著增大,弹性工作阶段有所增长,抗弯承载力也有一定程度提高,但是,当自应力水平达到某一最佳水平后,抗弯承载力有一定程度的降低。

参考文献

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钢管应力 篇5

1 基本假定与求解策略

1.1 钢管混凝土拱桥极限承载力计算的基本假定

1)钢管和混凝土粘结良好,没有出现脱空,不发生相对滑移和变形。

2)在外荷载作用下钢管与混凝土变形协调,扭转角相同。

3)截面形状与面积在变形前后不发生变化;从加载到失稳破坏整个过程中平截面假定成立。

4)扭转变形只考虑自由扭转,忽略扭转引起的翘曲变形,扭转后单元横截面仍保持平面。

5)只考虑圆截面钢管混凝土拱肋。

6)截面形心与扭转中心重合,忽略施工过程中混凝土浇筑阶段两者的偏离。

计算中,假设钢管和混凝土之间完全粘结。在分析钢管混凝土拱桥极限承载力时,认为钢管与混凝土没有发生相对滑移和变形。有少数研究者在钢与混凝土单元之间加入滑移单元(Slip-element)或间隙单元(Gap-element)来研究钢管混凝土结构,但研究结果表明,考虑界面的黏结滑移性能对钢管混凝土结构的整体性能影响甚微。

1.2 线形求解策略

当钢管混凝土处于弹性阶段时,钢管和混凝土均处于单向受压工作。由于混凝土泊松比μc<钢管泊松比μs,因此,钢管与混凝土之间无侧向力产生,两者共同承受纵向压力。当钢管混凝土处于弹塑性阶段时,钢管首先进入塑性,混凝土内部发生微裂并不断发展,μc>μs,两者间产生了逐渐增大的相互作用的紧箍力,使钢管和混凝土处于三向受压状态,混凝土呈现出良好的塑性,构件的整体性没有破坏,平截面假定成立。

对空间梁单元,计入扭转变形时,单元横截面将会发生翘曲变形。为简化分析,本文忽略此变形。

根据钢管混凝土拱桥的构造和施工特点,无论是单肢、哑铃型还是多肢钢管混凝土拱肋,最终都会在钢管和混凝土中产生应力。这种应力既有后续混凝土灌注产生的,也有桥道系施工产生的,还有混凝土徐变、收缩产生的。这些应力对极限承载力的影响,均视为初应力。由于钢管混凝土中钢管与核心混凝土的应力状态各不相同,所以需要采用钢管和混凝土两种空间梁单元来反映不同的应力状态。

对拱桥而言,在拱肋达到极限承载力之前,并非所有单元同时达到塑性阶段,而是在受力最大的截面上首先进入(其他单元仍存在弹性阶段),为此在极限承载力分析时,需引入弹塑性阶段的单元,即采用实体—空间梁单元,其余为普通空间梁单元。

1.3 非线性求解策略

极限承载力分析的实质就是材料非线性和几何非线性分析。采取的策略是:对整体结构采用几何非线性分析,对实体—空间梁单元采用材料非线性分析。理由是:处于弹性状态的空间梁单元,钢管与核心混凝土之间不会产生套箍效应,本身不存在材料非线性问题,只有几何非线性问题;处于弹塑性状态的实体—空间梁单元,则需要考虑材料非线性问题,而且该单元本身又处在整体分析的几何非线性中。

2 考虑初应力时单圆钢管混凝土拱极限承载力有限元方程

单圆钢管混凝土拱桥中,钢管与核心混凝土中均将产生初应力。混凝土徐变会减小核心混凝土的应力值,但会增大钢管的应力值,故考虑初应力的承载力有限元方程为

式中:为计入钢管与核心混凝土初应力的实体—空间梁单元切线刚度矩阵;为计入钢管初应力的切线刚度矩阵;为计入核心混凝土初应力的切线刚度矩阵;为节点位移增量列阵;为载荷增量列阵。

3 考虑初应力的钢管混凝土本构关系

3.1 钢管本构关系

对于钢管,采用理想弹塑性应力一应变关系和双线性随动强化准则来模拟。

当材料流动阶段较长而结构应变又不太大时,可以忽略强化阶段,简化为理想弹塑性材料。其应力应变关系为

式中:σy为钢材屈服应力;εy、εu分别为钢材的屈服应变、极限应变,εu取0.008 5。

3.2 混凝土本构关系

对于钢管内的混凝土材料,屈服强度随着侧限压力的增加而相应增加,而其塑性行为假定为理想弹塑性;另外,还要考虑屈服而引起的体积膨胀。为此采用了文献[1]中提出的用混凝土圆柱体轴心抗压强度fc表示的核心混凝土应力—应变关系模型。

4 考虑初应力的哑铃型钢管混凝土极限承载力分析

4.1 模型建立

通过对现有哑铃型钢管混凝土拱桥的数据统计,跨径主要在100 m附近,含钢率在4%~10%之间。计算选取净跨为80 m、100 m、120 m,含钢率为4%、6%、8%和10%,基本可涵盖已建双肢钢管混凝土拱桥的范围。初应力系数β取钢管屈服强度fy的0%~80%,以10%为级差进行计算。

计算用材料根据GB 50010—2002《混凝土结构设计规范》取值:Q345钢材的弹性模量Es=2.06×105MPa;C50混凝土的弹性模量Ec=3.45×104MPa;轴心抗压强度标准值fck=32.4 MPa;钢管外径按跨径由小至大依次取800 mm、850 mm和900 mm,壁厚按计算所采用的含钢率换算。全部计算均取矢跨比为1/5。全桥划分为150个单元,上下钢管各分为50单元,缀板50个单元。

4.2 钢管混凝土极限承载力的影响因数

目前,桥梁工程中承载力的定义方式较多[2],考虑到拱桥自重所占荷载比例较大,故在计算极限承载力Pj时,采用如下计算公式:

式中:λ为稳定系数;P0为一次成拱的钢管混凝土拱桥自重内力。

为进一步分析初应力对钢管混凝土拱桥承载力影响程度,定义承载力影响因数kp。

式中:λp和λ0分别为考虑与不考虑钢管初应力影响时钢管混凝土拱承载力稳定系数。

图1为相同跨径下,含钢率分别为4%、6%、8%和10%的哑铃型钢管混凝土拱稳定系数λ随初应力系数β变化的曲线。从图中可以看出,相同β下,含钢率α越大,拱的稳定系数λ越高,跨径及含钢率不变的情况下,总趋势是随着初应力系数β增大,拱桥承载力基本呈线性降低,初应力导致稳定承载力下降最大约16.7%。

图2表示3种跨径,不同含钢率下承载力影响因数kp随初应力系数β变化的曲线。在跨径和含钢率不变的情况下承载力影响因数随着初应力系数的增加有平稳下降趋势。

80 m跨的拱肋降低得较快,而100 m和120 m跨的拱肋降低得比较慢且比较规律。其他条件一定时,含钢率为4%时受初应力影响最小,这也说明此时钢管对拱肋的极限承载力影响比较小。含钢率一定,总体趋势是随着跨径增大,初应力对拱桥极限承载力的影响逐渐降低,以承载力下降10%为限,80 m跨径的哑铃型拱初应力系数应<0.6,100 m、120 m跨径初应力系数应<0.7。

4.3 缀板、混凝土初应力对哑铃型钢管混凝土拱极限承载力的影响

由于在施工过程中,钢管中混凝土和缀板也会产生一定的初应力,这些初应力也会对拱桥的极限承载力产生影响,为此对此进行了分析。对拱肋的极限承载力影响因数进行了比较。不考虑缀板和混凝土的初应力计算出的承载力稳定系数比考虑缀板和混凝土初应力的值大,但相差不大,kp值相差更小。在4种含钢率情况下其kp差值最大值为0.49%,而且可以看到当含钢率在8%~10%时已经相当接近,相差不到0.25%。为了简化计算,所以在计算中可以对混凝土和缀板中的初应力忽略不计。

5 结语

本文针对考虑初应力对哑铃型钢管混凝土拱桥极限承载力的影响,介绍了哑铃型钢管混凝土拱桥在施工过程中初应力的计算方法。在应用计算钢管混凝土拱桥的三维空间实体—梁单元法的基础上,分别计算了80 m、100 m、120 m 3种跨度下不同初应力系数、不同含钢率对哑铃型钢管混凝土拱桥的极限承载力的影响,结果表明,钢管初应力使哑铃型钢管混凝土拱桥承载力降低,当以承载力下降不超过10%为界限时,初应力系数应控制在0.7以内。

摘要:根据钢管混凝土拱桥特点,采用包含初应力的实体—空间梁单元法来计算哑铃型钢管混凝土拱桥承载力的方法,计算3种哑铃型拱肋,分析了不同初应力系数、不同含钢率和不同跨径的因素对哑铃型钢管混凝土拱桥承载力影响规律,结果表明,初应力导致拱肋的极限承载力下降。

关键词:钢管混凝土拱桥,哑铃型,钢管初应力,初应力系数,承载力影响系数

参考文献

[1]韩林海.钢管混凝土结构[M].北京:科学出版社,2004.

钢管应力 篇6

1 工程概述

本文所述设计客运专线下承式钢管混凝土系杆拱桥, 主拱计算跨度118.0 m, 矢高23.6 m, 主梁为预应力混凝土箱梁, 梁长122.0 m, 标准界面顶宽15.5 m, 拱脚附近加宽至16.5 m, 梁高3.0 m, 主拱为等截面钢管混凝土平行拱, 矢跨比为1/5, 拱轴线采用二次抛物线, 拱肋横截面采用哑铃形钢管混凝土截面, 截面高3.2 m, 标准段钢管直径为1 200 mm, 壁厚32 mm, 拱脚段壁厚加大到36 mm, 腹板厚16 mm, 拱肋钢管内灌注C50自密实混凝土, 两片主拱间采用三道米字形钢管桁架横撑分别设在拱顶和拱顶至两拱脚之间。全桥共设18对吊杆, 全桥轮廓图见图1。

钢管混凝土系杆拱桥拱脚是桥梁的关键受力部分, 在桥梁体系转换完成钢管混凝土系杆拱桥外部结构成简支结构, 拱肋、系梁、端横梁、预应力传过来的力集中在拱脚部位, 因此拱脚结构和受力复杂, 成为设计和施工重要的部分。此设计拱脚采用C50混凝土, 水泥标号高、含量多, 拱脚最高处距桥面4.8 m, 钢管拱肋插入拱脚处宽1.9 m, 部分拱肋伸入系梁中, 拱脚局部图见图2。

2 有限元分析模型

2.1 计算方法

本文采用两步分析法来进行分析。先建立整体模型, 确定拱脚受力最不利的施工阶段, 再进行局部建模并将对应的阶段截面受力静力等效在局部模型的截面进行分析。利用梁单元和索单元建立整体桥梁模型分析其施工过程:满堂支架浇筑系梁并张拉第一批预应力→桥面架设钢管支架并安装拱肋钢管、调整拱肋线形→系梁第二批预应力张拉→拆除系梁上临时钢管支架→泵送拱肋管内混凝土→安装吊杆进行初张拉→第三批预应力张拉→拆除系梁下满堂支架并铺设二期恒载→调整吊杆力。通过利用梁单元计算各个施工过程的拱肋及系梁的内力和应力的结果看出, 拱脚在以下两个工况受力比较关键:1) 吊杆初张拉完成即弯矩最大工况;2) 运营阶段即轴力最大工况。跟据圣维南原理, 静力等效只对近处的应力分布有显著的改变, 远处所受的影响可以不计。为了保证关心区域分析结果的精度足够高, 必须要求有限元模型截断处离关心区域足够远, 所以杆件截取长度都不能太小。又因为此系杆拱桥是双向对称, 所以利用ANSYS软件只需建立拱脚的1/4局部三维实体模型进行分析, 拱肋取到伸出拱脚2 m, 系梁向取距支座12.7 m, 横端梁取到距支座7.1 m, 这样既能准确的分析和模拟拱脚局部应力又便于计算。图3是ANSYS软件拱脚的空间有限元模型, 图4表示拱脚划分单元的空间模型, 图5表示钢管拱肋单元划分。系梁、拱脚及拱肋钢管内的混凝土均采用8节点六面体实体单元来模拟, 首次采用10节点四面体实体单元来模拟拱肋钢管, 并用接触面单元模拟拱肋钢管壁与混凝土之间的摩擦力以及粘结力等受力情况, 为了更准确地反映该桥拱脚空间应力分布特征, 将拱肋插入拱脚处单元, 划分适当加密。

2.2 边界条件及荷载

因为建立的是一个1/4拱脚局部模型, 所以边界的定义很重要。为了更逼真的模拟实际情况, 根据静力等效原则, 不能把支座简单的像平面梁单元计算那样模拟成一个铰支, 而是模拟实际拱脚下的支座的面积内只约束竖向位移, 在理论设计的支座处那一点约束横向和纵向的位移。在横梁方向约束其横向位移, 系梁截面用弹簧单元约束竖向位移。需要注意的是吊杆初张拉完毕后系梁下边的满堂支架还未拆除, 这个阶段的边界条件要把满堂支架也模拟进去。从整体的Midas模型中提出吊杆初张拉完成后和成桥这两个工况的拱肋和系梁及端横梁相应截面的力和弯矩, 分别列入表1, 表2。

2.3 有限元计算结果

1) 吊杆初张拉完成后应力分析。图6所示为纵向应力图, 图6中的a处拱脚上出现最大压应力为-5.521 MPa, 图6的b处的拱肋出现最大压应力为-23.684 MPa, 拱脚和系梁交接的地方有部分应力增大现象。图7受力均匀, 最大拉应力出现在拱肋的截面上, 估计是施加应力的截面在拱肋和腹板交接处出现集中应力, 系梁内部和拱脚出现主拉应力值较小为0.5 MPa~1.3 MPa, 图8中在靠近拱脚的下拱肋管壁出现最大主压应力-47 MPa, 整体没有出现拉应力。另外我们可以从图9的拱脚剖面图看出, 在只分析拱肋钢管和拱脚混凝土部位的受力时, 拱肋的力是逐渐传递到拱脚的, 特别是拱肋端部传递给拱脚的力最多。钢管壁与四周混凝土之间的受力简化如图10所示。如若保持钢管壁与四周混凝土之间没有相对滑移则需要满足:F摩擦+F粘结-Q剪力≥0。其中, 摩擦力和粘结力的方向同相对位移趋势的方向相反, 当等式左边等于零时是临界状态。摩擦力又与钢管壁与混凝土之间的应力和摩擦系数有关。从有限元分析中可以得到在拱肋上部的混凝土的受力正应力比较均匀, 拱肋钢管下边缘的混凝土的正应力受压, 最大应力为-0.8 MPa。钢管壁与四周的混凝土产生的切力应力达到0.16 MPa。根据此阶段的模拟计算, 整体受力是由内向外传递, 在施工阶段要着重监控拱肋与系梁交接的区域。

2) 运营阶段应力分析。运营阶段的纵向应力分析可以得出, 此阶段系梁和拱脚的受力比较均匀, 系梁的压应力-6.319 MPa~-8.258 MPa, 拱脚的大部分压应力在-4.914 MPa~-10.920 MPa之间, 拱脚和系梁交接处以及系梁的变截面的过渡段压应力较小, 估计是此段的吊杆的拉力引起的。主拉应力和主压应力与吊杆初张拉后的应力相比, 数值不同但趋势相同。主拉应力的大部分值在-6.3 MPa~-4.9 MPa, 但拱脚和系梁交接处出现1.151 MP的拉应力, 这是由于较大的压应力泊松效应在稍远部位产生较大的主拉应力。从主压应力计算中可以得到, 系梁和拱脚的应力也比较均匀, 没有出现正应力, 大部分应力值在-3.891 MPa~-9.402 MPa之间, 只有拱肋钢管的主压应力值较大。在拱肋的末端插入拱脚的区域最大压应力-16.606 MPa。在此阶段, 钢管壁与混凝土之间的粘结切应力最大为0.6 MPa, 具有一定的安全储备。在竖向应力分析中, 拱脚和系梁的交接部位有拉应力趋势 (如图11所示) , 这一部分在施工监控中需要注意。

3 结语

1) 拱肋插入拱脚的末端水平和竖向应力较大, 运营阶段最大压应力为-16.606 MPa, 应该设计局部布置钢筋。拱脚和系梁连接部位和吊杆部位系梁上边缘的主拉应力较大, 拱肋插入拱脚的边缘有很小范围的应力集中现象, 在设计时应考虑增设抗拉钢筋的布置。运营阶段拱脚和系梁受力均匀, 且均在规范容许范围之内, 均有一定的安全储备。2) 拱肋插入拱脚的深度并不是越深越好, 主要承受拱肋力的部分是拱肋端部, 拱肋插入混凝土的部分只是拱肋钢管壁与混凝土之间的粘结咬合, 混凝土的收缩以及拱肋对拱脚的应力产生的摩擦力等的综合受力, 不是主要承受拱肋传递横向推力的部分, 设计时应注意拱肋端部与拱脚的部位。3) 对拱脚的施工监控不必对整个拱脚全部监控, 只需要对各个阶段的拱脚受力最不利的几个控制点做监控就可以了。

参考文献

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钢管应力 篇7

近年来, 随着铁路建设规模的发展和扩大, 新建站房、大型枢纽站房及站房改造工程等成为城市和铁路建设的主流。尤其站房改建工程多数位于城市中心, 周边环境复杂, 既有线路仍然正常运营, 给工程建设带来巨大困难, 其成败直接关系到邻近建筑物及城市设施的安全, 关系到旅客生命财产安全, 临近既有线路的深基坑施工成为铁路建设最大危险源, 深基坑开挖随时会产生既有线路的地基沉降和接触网支架下沉等安全隐患, 而且既有线列车行走振动对基坑影响极大, 不容许出现任何偏差, 对基坑提出零位移要求, 一般的支护体系很难保证其经常受震动侧向位移的精准度, 而且普通支护系统随时间的推移徐变量极大, 侧向力无法测量判断, 不能随时施加支顶力, 基坑突发失稳难以控制, 所以对临近既有线路的深基坑支护系统提出更高要求。双预应力钢管斜抛撑支撑系统稳固地解决了这个施工难题。

2. 双预应力钢管斜抛撑系统工作机理

双预应力钢管斜抛撑支撑系统是斜支顶系统的改进技术, 但其选型、计算和施工是否合理, 以及施工场地和支墩支点的限制对施工安全、工期和经济效益有巨大的影响, 尤其是在一些软土基坑更是关键。斜抛撑支撑系统的整体选型涉及技术因素和场地因素, 要从满足施工到减少对周围的不利影响、施工便捷、可靠支墩支点、经济效益好等方面, 经过慎重的技术经济比较后加以确定, 而且支撑系统选择与地质情况、地下水位、邻近既有线结构情况、挖土方案等配套研究紧密相关。该系统是在基坑垂直帷幕上部和中部通过上下两根609钢管斜支在固定混凝土支墩支点上, 并对609斜抛撑钢管施加一定预应力达到基坑支护效果。由于施加预应力后, 斜抛撑能够很好地对基坑上部和中部实现有效支顶, 确保基坑零变形, 通过轴向应力监测, 可以随时对斜抛撑进行预应力补施, 弥补了应力损失, 确保了支撑系统的稳固。苏州火车站过渡场深基坑支护采用双预应力钢管斜抛撑系统实施结果证明, 该系统是安全成功的, 基本实现了基坑垂直开挖零变形, 确保了既有线路的正常运营, 消除了既有线深基坑最大安全隐患。

3. 工程概况及水文地质情况

3.1 工程概况

苏州火车站改造工程包括北站房 (沪宁城际车场3台7线) 、南延过渡场工程、南站房 (普速车场4台9线) 改造, 总建筑面积85717m2, 建筑总高度31.25m, 地下三层, 地上二层, 南北站房通过内部空间高达14m的高架候车厅连为整体。北站房开通后, 开始实施南延过渡场工程, 拆除旧站房既有铁路9#、7#线及相关铁路运营设施, 保留旧站房既有铁路5#线, 在5#线北侧距线路中心3.5m位置设置临时围墙对车站进行封闭, 开始施工新4站台及7#线铁路梁, 基坑开挖深度13.12m, 基坑开挖宽度32m, 南侧部位土方顺围护桩垂直开挖, 基坑东西两侧, 原既有边坡位置。

3.2 水文地质情况

苏州站场地位于太湖冲湖及泻湖相沉积平原区, 地势平坦, 第四系覆盖层厚度较大。据勘察结果, 100m以内土层为第四系全新世至上更新世沉积的疏松沉积物, 以黏性土为主。按各土层的物理力学性质、沉积环境、成因类型, 自上而下分别为: (1) -1淤泥层, 层底标高-2.81~-1.93m﹑ (1) -2填土层, 层底标高-3.75~-1.75m﹑ (3) -1粘土层﹑层底标高-3.95~-2.45m。 (3) -2粉质粘土层, 层底标高-6.24~-4.06m﹑ (4) -2粉质粘土层, 层底标高-9.34~-6.36m﹑ (4) -3粉质粘土夹粉土层灰色, 稍密~中密, 该土层水平向差异性较大, 局部地段夹有较多薄层状粉质粘土或以粉质粘土为主, 摇振反应中等, 韧性低。层厚1.30~6.50m, 层底标高-15.85~-9.38m。 (5) -1粘土层﹑ (5) -2粉质粘土层。

根据地下水埋藏条件, 可将地下水分为孔隙潜水、微承压水及承压水。潜水:潜水含水层主要由填土层组成, 透水性较强, 主要接受大气降水的入渗补给, 同时接受沿线污水、自来水的渗漏补给。据区域水文资料, 苏州市历年最高潜水位标高2.63m, 最低潜水位标高为0.21m。微承压水主要赋存于 (4) -2及 (4) -3层中, 由于 (4) -2、 (4) -3层水平向差异性较大, 局部夹较多粉质粘土, 其透水性及赋水性中等强。该含水层埋深及厚度均有一定变化, 埋深在6.80~12.20m之间, 厚度在1.30~6.50m。据区域资料, 苏州市历年最高微承压水头标高为1.74m, 最低承压水头标高0.62m。

4. 基坑稳定性分析和支析护系统方案设计

4.1 基坑稳定性分析

(1) -2填土层有既有房屋基础、原河道堤坝、河道淤泥等不利土质含砂量较大, 透水性较强, 同时接受沿线污水、自来水的渗漏补给, 形成了恶劣土层, 在基坑开挖时易造成上面土体整体坍塌或滑移变形。 (4) -2、 (4) -3层水平向差异性较大, 局部夹较多粉质粘土, 透水性及赋水性中等强, 埋深在6.80~12.20m之间, 对基坑开挖施工响影较大。基坑开挖后, 基坑底部距离承压含水层顶板距离减小, 相应地承压含水层上部土压力也随之减小, 当基坑开挖到一定深度后, 承压含水层上部土压力可能小于其含水层中承压水顶托力, 导致基坑底部失稳, 发生突涌现象, 严重危害基坑安全。过渡场工程局部基坑开挖深度较深, 基坑底板至承压含水层顶板间的土压力接近安全系数下承压水的顶托力, 工程在既有线边, 所处位置比较特殊。两个不利土层正好处于坑上口和中部, 而且南侧基坑边与旧车站既有5#线路中心仅7.3m, 临近既有线火车不停通过产生振动效应, 施工时间长, 极大降低了基坑边坡稳定性。由于场地限制, 基坑南侧必须垂直开挖, 大大增加了基坑支护难度。

4.2 支护系统设计

根据工程实际情况和周边水文地质概况, 过渡场基坑支护系统设计为:基坑围护结构设计双排钻孔灌注桩, 内排桩径1.0m, 桩间距1.15m, 外排桩径1.0m, 桩间距3.45m, 总桩数164根, 桩长23m;内排钻孔桩桩间设置压密注浆, 注浆深度同钻孔桩长, 南侧基坑边与旧车站临时围墙间距离3.8m, 与既有5#线路中心仅7.3m。围护结构与两排桩间共同形成东西方向3.8m宽施工道路, 两排桩间钢筋混凝土路面厚度250mm, 两排钻孔桩上部设置1000×1000mm钢筋混凝土冠梁, 强度等级C30, 使两排钻孔桩上部连了整体门式结构, 以加强整体围护结构的刚度。

围护结构的支撑体系采用双预应力φ609×16mm钢管斜抛撑系统, 北侧两道支撑均在北站房-8.3m标高结构底板的支墩上部, 南侧支撑分别在标高-1.70m、-4.85m的钻孔桩北面设置的砼围檩1、2上部, 支墩与围檩均为钢筋混凝土结构形式, 第一道斜抛撑设计轴力340KN/根, 施加预应力值204 KN/根, 第二道斜抛撑设计轴力500KN/根, 施加预应力值690KN/根, 共设计21列双斜抛撑, 共计42根预应力钢管斜抛撑, 设计剖面如图1所示。

5. 双预应力钢管斜抛撑系统的施工

5.1 施工工艺 (见图2)

5.2 围护钻孔灌注桩施工

围护结构钻孔桩基总数184根, 进场6套YJ-18型正循环桩机及配套机具。各台桩机按跳槽方式施工, 内排桩保证按“跳五钻一”的原则实施, 外排桩按“跳二钻一”的原则实施, 以减少对既有线侧的影响。桩机施工作业过程中, 必须设专职安全员24小时监控, 钢筋笼分段加工、吊装, 吊装前必须完善吊装令手续, 在现场安全员、监理工程师、技术人员监控中完成。对临近接触网的钻孔桩位置, 进行平面调整, 使其距接触网支柱基础大于3~4m, 保证施工对接触网基础影响降低到最低, 同时调整钻孔桩泥浆比重至1.25左右, 加强泥浆护壁对孔壁有支撑力, 防止桩孔发生坍孔现象。

5.3 围护桩间压密注浆

桩基施工3d后, 流水作业对围护桩基间进行压密注浆加固, 填充桩基间间隙, 保证基坑围护不会出现渗漏水现象, 同时加固土体。压密注浆采用袖阀管注浆工艺施工, 注浆材料采用水泥—水坡璃双液浆, 浆液配比∶水泥∶粉煤灰∶水玻璃=1∶0.5∶0.04, 浆液注入率为20%, 注浆顺序采用跳孔间隔注浆。基坑内设置6口疏干井, 4口降压井, 对基坑内潜水与承压水进行提前降水。

5.4 围护冠梁、路面施工

完成桩间压密注浆后, 开始对围护结构上部冠梁、路面板结构流水施工, 路面留设路纹, 增加机械行走摩阻车, 道路南侧根据现场情况设置明排水沟, 在既有线侧增加钢筋砼防撞墩, 由于施工场的位置十分有限, 把临时围墙与防撞墩相结合施工, 以防止施工对既有线造成侵界事件发生, 并在中部加宽路面, 利用独立桩做支撑悬挑出施工平台。

5.5 第一道预应力斜抛撑施工

5.5.1 第一步土方开挖, 斜抛撑安装

冠梁、围护结构桩施工完成且强度达到设计要求后, 开始基坑第一步土方开挖, 同时完成北站房-7.3m位置底板上钢筋混凝土支墩结构施工。在围护结构东西两侧预留出土坡道, 坡度约1∶5, 采用CAT220挖机在基坑内从中间向两侧退挖, 开挖到标高-1.7, 沿围护桩外侧挖出2m宽平台后, 流水施工第一道钢支撑围檩结构1, 同时顺着第一道斜抛撑位置挖出斜抛撑安装沟槽, 宽度约1.6m (以保证钢支撑安装工作空间为宜) , 工作面挖出后, 凿出围檩、支墩上主筋, 安装支撑牛腿, 架设钢支撑;量出两个相对应接触点之间实际距离, 以校核已在地面上拼装好的支撑长度。第一道围檩结构达到设计强度后, 开始安装第一道钢管斜抛撑。按设计要求, 钢支撑采用Ф609×16mm钢管, 每根钢支撑由固定尺寸的中间节接管、固定端、活络端和非定量的调整节接管组成, 配置时须考虑每根总长度 (活络头缩进时) 比围护结净间距小10~20cm。在一根支撑杆上, 中间节接管不宜超过3段。采用50t履带吊车从南侧路面板上部对拼装好的钢支撑进行吊装 (如图3所示) , 下部两台挖机配合挖槽和局部调整, 安装完成并施加预应力。

5.5.2 第一道斜抛撑预应力施加

施加预应力时, 将一端活络头子拉出顶住钢垫箱, 再将1台160t千斤顶放入活络头顶压位置。为方便施工并保持千斤顶顶伸力一致, 用专用托架固定整体, 将其骑放在活络头子上, 接通油管后即可开泵施加预应力。预应力施加到设计要求, 后在活络头子中用锲形钢板垫块填塞活络头子中间的空隙。保证紧密接触, 防止预应力损失, 并烧焊牢。然后回油松开千斤顶, 解开起吊钢丝绳, 完成该根支撑安装和预应力施加。预应力分级施加, 预应力值为设计值 (204KN根) 加上应力损失值 (大约为设计值的10%) 。施加预应力的设备由专人负责, 且定期及时维护, 如有异常及时校验施预应力加设备 (含油压表、千斤顶等) 应经有检测资质的检验检测机构检验合格后, 出具的检验报告, 并报监理工程师审批后方可投入使用。施加预应力后, 再次检查并加固, 斜抛撑撑挠曲度不大于支撑长度的1/1000, 支撑中心轴线偏差不大于30mm, 其端板处空隙用微膨胀C35高标号水泥砂浆或细石混凝土填实。

5.6 第二道预应力斜抛撑施工

第一道钢支撑安装并施加预应力完成后, 继续开挖第二步土方至第二道钢支撑围檩2位置, 第二步土方开挖采用21m臂长挖机从南侧道路上挖土, 下部小挖机配合转土、喂土。施工围檩2结构, 安装第二道钢支撑并施加预应力, 第二道钢支撑设计施加预应力值为690KN/根, 双预应力钢管斜抛撑系统完成, (如图4所示) 。

5.7 第三步土方开挖、清底, 过渡场结构施工

第二道钢支撑施工完成后, 开挖剩余基坑土方并清底, 严禁扰动、超挖坑底土方, 施工速度要快, 及时浇筑混凝土进行垫层封底。基坑验收合格后, 按结构施工方案组织对过渡场桥梁承台、桥台、站台梁、箱形梁结构及站房主体结构施工, (如图5所示) 。

5.8 旧站房拆除, 拆除斜抛撑

过渡场结构、铺轨及装修结束后开通运营, 过渡场设到发线2条 (设计里程DK219+921) , 中间站台1座 (450×12×1.25m) , 东西两端以S型弯道与既有沪宁铁路连接, 满足过渡期间所有旅客列车的客运作业以及货物列车的通过作业。旧苏州火车站停运, 并开始拆除, 解除双斜抛撑预应力, 顺序从上至下拆除斜抛撑。

5.9 临近既有线施工安全技术措施

临近既有线施工必须贯彻执行铁道部现行《铁路技术管理规程》、《铁路工务安全规则》和临近既有线施工安全管理规定, 必须根据铁路机车车辆限界和建筑接近限界, 制定施工临时行车限界。施工时机械开挖运输、吊车吊装、机具设备等严禁侵入临时行车限界。做到视营业线为“高压线”, 运行列车为“带电体”, 把确保行车安全放在首位。从吊装、材料堆放、机具装卸、作业标牌、人员教育、基坑监测等方面入手, 规范管理, 严加控制。

钢支撑失稳前有拱起或下沉的先兆, 支撑轴力监测也会发生异常, 一旦发现此类先兆立即停止开挖, 在失稳的钢支撑旁加设钢支撑, 并施加预应力, 同时对周围支撑复查, 查找是否有支撑松弛, 如果发现有支撑松弛, 应立即复加预应力。如果没有支撑松弛而发生支撑失稳, 则应立即查找导致基坑失稳的原因, 防止失稳现象加剧发展, 演变为基坑坍塌, 一旦发生上述情况, 应立即停止作业, 通知车站信号楼, 报告相关人员进行营业线行车控制, 并疏散坑内作业人员, 防止人身伤害事故发生。过渡场工程深基坑紧临既有线路 (如图6所示) 。

6. 监测实施及效果

对于既有线侧, 按设计要求和监测方案设置监测点位与预埋测斜管, 并在钢支撑上部安装应力计, 对钢支撑轴力实施监测, 并对围护结构变形实施定期监测, 所有监测数据由专业监测小组及时上报项目部, 实现动态监控与管理。斜抛撑安装完成后, 12~14小时内观测预应力损失及围护结构水平位移情况, 会同设计商定复加预应力的实施。在每步基坑开挖施工中, 由基坑监测小组对围护桩变形和地层移动、钢支撑轴力、监测支墩、围檩两侧纵向及横向的地面沉降观测、基坑每个开挖段每层开挖中的围护桩变形、既有线侧路基变形进行观测, 及时根据各项监测项目在各工序的变形量及变形速率的警戒数值进行控制, 根据信息资料分析、研判结果, 推断结构稳定状态, 据此采取改进施工程序、改变施工参数、增加支撑力等相应措施, 控制变形量, 确保深基坑安全。沉降观测仪器采用DSZ2+FS1, 围护桩测斜仪器采用CX-601, 斜抛撑轴力监测仪器采用XP02振弦式钢筋计及频率读数仪。

施工期间既有线基坑边最大累计沉降量为-11.72mm<累计报警值1‰H, 斜测最大累计变化量9.78mm<累计报警值1.4‰H, 预应力斜抛撑最大变化量43.3KN<累计报警值设计值80%, 既有线路基累计沉降量-10.33mm<累计报警值20mm, 基坑基本实现零变形。

7. 经济效益分析

由于苏州火车站过渡场工程深基坑紧邻既有线路, 地质情况复杂, 线路上营运列车震动效应持久, 对基坑变形要求极高, 基坑支撑系统设计最初保守采用配筋混凝土斜抛撑或配筋混凝土斜顶挡墙。由于配筋混凝土斜抛撑和配筋混凝土斜顶挡墙施工周期长, 施工成本大, 施工困难, 支顶效果难以监测, 而且支护结束后必须对配筋混凝土进行破除拆解, 造成极大浪费。采用双预应力钢管斜抛撑系统有效克服它们的弊端, 施工速度快、成本低、施工便捷、支顶效果随时可控、钢管可以重复使用, 避免了浪费, 大大节约了施工成本。工程实践表明, 基坑支撑系统稳固, 基坑变形最小, 有效地确保了工程进度, 杜绝了基坑变形影响既有线路行车事件的发生, 避免了重大经济损失, 取得了较好的经济效益和社会效益, 为深基坑支护系统提供很好借鉴经验。

8. 结语

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