装配性能

关键词： 部装 叶轮 压缩机 结构

装配性能（精选六篇）

装配性能 篇1

大型透平压缩机广泛应用在石油化工、天然气输送、冶金、空气分离、公用工程和国防科研等各个领域,是国家基础工业的重中之重。以叶轮部装结构为主要部件的整机转子系统则是压缩机的核心装置。大型压缩机组用闭式叶轮部装结构多采用轴与轮毂全接触形式的热装。热装式叶轮结构由于具有设计方法简便,参数直观,加工制造成本低廉等优点,且在一定膨胀范围内,具有无损拆卸、反复拆装等优良的工艺安装性能而被广泛采用。但当这类叶轮用在一些大流量机型上时,由于模化比的加大,轮毂轴向长度也随之加大,造成装配过程中受热膨胀的轮毂在冷却过程中,由于轴盘结构的不均匀性导致收缩应力不平衡,使主轴发生弯曲的可能性增加[1]。出于整机系列化和标准化的需要,叶轮部装结构的过盈量一般为固定值,因此研究叶轮部装在实际工况下的装配问题是十分重要的[2,3]。

从力学角度看,这类问题是三维非线性接触问题,而接触问题的难点在于其接触表面力学状况的不确定性[4,5,6]。由于同时具有未知接触区域、摩擦现象,以及三维接触问题特有的无穷多个可能的滑动方向,加上弹塑性变形造成的材料性质非线性,因而问题具有多重非线性[7]。本文以某闭式叶轮部装结构为研究对象,利用有限元方法,分析装配过程结束达到稳态后,轮毂与轴接触处的应力大小与分布情况,并根据分析结果,再适当缩小接触面积,进行叶轮部装结构优化,在保证正常工作状态下输出扭矩的条件下,达到减少装配后内应力不均应性的目的。

1 计算原理

1.1 接触界面条件

对于接触问题,除了其场变量需满足固体力学基本方程、给定的边界条件及动力问题的初始条件外,还要满足接触面上的接触条件,主要为不可侵彻条件和摩擦条件。对于接触或将要接触的两个物体,其界面接触状态可分为分离、黏结接触和滑动接触。这三种接触界面的位移和力的条件各不相同的,正是由于实际的接触状态在这三种情况中的转化,导致了接触问题的高度非线性特点。本文分析的部装结构中,叶轮在旋转过程中通过轴传递扭矩,使叶轮克服气体阻力做功,非线性接触分析需要考虑摩擦力的作用。在工程分析中,主要采用基于库仑摩擦理论的库仑(Coulomb)模型作为衡量标准,给出位移和力的条件,按照Hughes给出的方法建立如图1所示的局部坐标系η1η2η3,其单位基矢量分别为e1、e2和e3=n,其中n为物体A在接触点处表面的单位外法线矢量。

位移条件:

式中,u为位移矢量;pi、gi分别为3个局部坐标方向的接触面力和间隙量;上标A、B分别表示物体A和B;为接触点对初始间距;μ为摩擦因数。

1.2 离散化接触界面条件

对于物体A、B分别进行有限元网格剖分,并规定在初始接触面上,物体A和B上的节点坐标位置相同,即形成接触点对。对于每一接触点对,将局部坐标系的原点放在物体A的那个节点上。接触表面记为接触载荷引起的节点力为。

接触非线性问题通常利用增量方法求解。在采用增量法进行有限元分析时,对于滑动摩擦接触状态的接触点是滑动节点对,在接触边界上有:

式中,各符号下标指局部坐标轴η方向;和分别为局部坐标系下的接触节点力增量和接触节点的位移增量;Δgi为节点对间隙增量;摩擦力的正负量取决于滑动方向。α为滑动方向对η1轴的倾角,在增量求解过程中,由接触节点对的相对位移来判定,或用前一个增量步的摩擦力方向来判断。

在增量解法的过程中,接触点对的类型在每一个增量步中应保持不变。但在不同的增量步中则有可能不同,判断滑动节点对接触类型的准则如下:

2 计算模型的建立

2.1 部装结构说明及现存的主要问题

叶轮部装结构如图2所示。由图2可知:闭式叶轮由轴盘、盖盘和叶片构成,利用轴肩与定位轴套确定其在轴上的位置,通过轮毂与轴的过盈配合形成转子部装结构。该装配结构为基孔制过盈装配,最大过盈量0.4 mm,最小过盈量0.345 mm。在转子运行过程中,叶轮做功通过该部装结构装配面产生的摩擦力,实现向叶轮传递足够扭矩。该叶轮部装结构模型为20世纪80年代引进原型,闭式叶轮直径450 mm,孔公称直径168 mm,装配结构为不加键的热装结构。在实际运行过程中,部装结构已经在13000 r/min下实现了多年的安全运行。然而随着压缩机大型化进程的加快,叶轮在经过传统的等比模化设计后在装配过程中出现抱弯主轴的情况。

2.2 部装结构有限元分析模型创建

叶轮部件装配结构的可视化参数模型和有限元网格模型如图3所示。与实际加工模型不同的是对装配轴段作了适当的延长,以消除接触分析中边缘效应对计算结果的影响。

3 叶轮部装结构的装配性能分析

3.1 部装结构的约束及载荷条件

分析时将叶轮部装结构的实际工况进行合理简化,轴肩定位简化为对于定位处轴向位移的限制,同时由于叶轮在正常运行条件下,不会产生转动和轴向滑动,故对轴孔切向约束,轴肩轴向约束,同时施加惯性力条件n=13 000 r/min。

3.2 部装结构最大过盈状态下应力分析

部装结构的最大应力出现在叶轮轮毂首部和尾部的圆圈区域(为显示清晰,采用剖面视图显示,以下各图同),最大应力值为521.30 MPa,其子午截面的应力分布如图4所示。

接触压力最大位置位于叶轮尾部,最大值为352.676 MPa。接触压力分布如图5所示。

由此可得,叶轮部装结构接触面的正压力:

静止状态可传递扭矩值:

分析可知,工艺装配完成后,部装结构中,由过盈配合产生的内应力,因叶轮轴盘的薄厚不均,在叶轮轴孔头尾之间产生了较强的应力不平均现象,这种不平均体现在轮毂首尾两端应力较大,而中间区应力较小。当这种不平均现象与装配轴本身的材料缺陷相叠加时,即成为抱弯主轴的一个主要影响因素。同时由分析可知,工艺装配完成后,叶轮轮毂处的最大应力未超过材料的屈服极限,整个叶轮仍处于弹性变形的范围内,因而叶轮不会因工装产生的内应力而发生破坏。

4 叶轮部装结构改进与分析对比

4.1 叶轮装配结构的改进

上述分析可知,接触面的过盈量分配对于叶轮部装结构的功能性[8,9]影响最大。而由第3章的分析结论可知:该叶轮部装结构的接触面参数在保持结构功能性方面存在一定的冗余度。故叶轮装配结构的优化方案定为通过适当缩小接触面积,达到减少装配后内应力的不均应性,并保证正常工作状态下输出扭矩要求的目的,轮毂与轴接触面积的初始值定为55.6%,如图6所示。图中虚线部分为原型结构示意。

4.2 改进部装结构的三维模型建立

改进后叶轮零件的可视化建模除轮毂外,其他各处结构保持不变,叶轮部装结构的安装方式和过盈量不变,其可视化部装结构截面示意参数模型如图7所示。

4.3 改进叶轮部装结构的装配性能分析

改进叶轮部装结构的有限元网格模型和加载情况与第3章完全相同。

改进部装结构在最大过盈状态下的应力分布如图8所示,部装结构的最大应力出现在叶轮尾部的圆圈区域,最大应力值为706.139 MPa。接触压力分布如图9所示。最大接触压力位于叶轮尾部,最大值为697.38 MPa。由此可得,改进后叶轮部装结构接触面的正压力:

静止状态可传递扭矩值:

通过改进部装结构的装配性能分析可知,过盈量保持不变的前提下,适当减小接触面积可以重新分配轮毂与轴接触处的应力。虽然由于接触面积的减小造成接触应力值增大,但应力分布方式由原来的首尾集中转变为只集中于轮毂尾部,接触面首端22%区域的接触应力为零,应力集中端最大应力仍没有超过材料的屈服极限。这一改变使得叶轮部装结构在热装结束后的遇冷收缩过程中,产生的接触面轴向摩擦力减小,有效降低了弯轴事故的发生率,大幅度改善了叶轮部装结构的装配性能。

5 整机运行试验验证

使用该装配形式组装的大型压缩机现场试验,如图10所示。图10a为可调变速电机及其附带的控制系统,通过调节控制系统,可控制转速的升降速度。图10b为压缩机测试现场,振动测试的测点位置为左右轴承,如图11所示。

采用的数据采集分析软件为沈阳新天德电子工程有限公司开发的透平机械测控系统,主要包括:气动性能测控,机械运转性能测控,油路、水路及其他辅助设备性能测控和大屏幕显示系统。以现场总线和PLC为核心组成控制系统,各子系统自成系统,独立完成功能,但互相关联,通过计算机网络(以太网)交换数据。操作界面如图12所示。

离心压缩机组低压缸于2008年10月6日在试车台进行机械运转试车,历时4 h32min。试车通过,转子振动各项指标合格。

图13为压缩机运行过程中的功率谱图。由图13可看出:主要频率特征为转子系统的1倍频,未出现因叶轮松脱而引起的2倍频特征。其他杂频为现场其他机组试车过程中的干扰频率。

图14为压缩机运行过程中时间辐值谱图。由图14可看出:整机在试验过程中运行平稳,振幅值在12μm左右波动。

由以上测试结果可知,整机在运行过程中十分平稳,未发现因叶轮松脱造成的故障反应特征,故判断优化设计结果可保证叶轮部装结构的功能有效性。

6 结论

(1)基于非线性接触分析理论,针对叶轮部装结构在装配过程中的过盈配合问题,采用有限元分析方法能较全面地反映装配过程的应力变化及装配终点应力分布状态;根据原型叶轮的分析结果,修改轮毂与轴接触处的接触面积,在保证功能性的前提下适当降低结构的冗余度,提出了叶轮部装结构的再设计方案。

(2)经过分析和相关试验验证,此方案对叶轮部装结构的工艺装配性能有较为明显的改善作用。

参考文献

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装配车间装配流水线开工流程 篇2

目的：

为了规范装配线开工转线工作流程，确保流水线各个设备以及人员能正常工作，从而确保生产出品质优良的产品。

适用范围：创维电器生产部装配车间的各条装配流水生产线。

职责：

1、操作员负责确认各自岗位所使用的工装、工具、仪器、灯具等设备是否能正常工作。

2、组长负责对检查监督员工确认情况，并负责电批、静电手环的点检工作。

3、线长负责整条流水线的定单信息的传递，收集在线各个工段或小组的设备设施的确认情况，从而判断是否可以正常开工。

执行流程：

1、线长编排员工的队列，根据维修报表、QC报表分析情况通报上一工作日，生产线的运行情况；同时告知全体员工当日操作过程需要注意的问题，以及当天生产定单的具体情况和需要完成的目标。

2、班长进入队列，对当日需要上岗员工的手掌进行全面检查，确认员工指甲是否符合车间的管理规定，是否有员工在手上佩带戒子、手链、手镯等首饰用品。

3、员工到达自己岗位后首先使用抹布对自己岗位上的桌面、皮带移动线进行必要的清扫，检查自己岗位的灯具、工装、工具以及等等，是否能正常的生产和使用。

4、员工对以上事情处理结束后，员工需在本岗位上等待线长的开工指令，不得大声喧哗，不能交头接耳。

5、组长需对关键岗位生产工艺、流程以及成品进行识别，并对其作好相关的标示以及督促员工完全按生产流程进行执行。

装配性能 篇3

(1．广州大学减震控制与结构安全国家重点实验室(培育)， 广东 广州 510405； 2．广西交通科学研究院， 广西 南宁 530007)

引 言

近30年，世界上发生了多次特别严重的地震灾害，例如1994年美国Northridge地震，1995年日本Kobe地震，1999年台湾集集地震和2008年中国汶川大地震。这些地震所造成的灾难性破坏对结构抗震设计理论产生了巨大的影响[1]，也加速了地震灾害预测的相关研究。地震灾害预测包括地震危险性分析、地震易损性分析、地震灾害损失估计及可接受的灾害风险水平四个方面[2]，地震易损性是指结构在不同强度地震作用下发生某种破坏的可能性。桥梁结构是地震发生区域生命线工程的控制点，其损坏所造成的直接损失巨大，而其损坏所导致的交通网络中断给抗震救灾和灾后重建工作所造成的间接损失往往是无法弥补的。简支梁桥及先简支后连续梁桥是公路网中分布最为广泛的桥型，如何对此类桥梁进行地震易损性分析对于减少地震的直接损失和路网中断所带来的次生灾害具有重要的意义，也是对地震灾害经济损失估计的基础和依据。

地震易损性分析最常用的表达方式有易损性曲线及损伤概率矩阵两种，最早可以追溯到上世纪30年代的美国建立地震保险业所进行的基础研究[3]。经过数十年的发展，在工业及民用建筑结构方面的研究较多，并开始逐渐向细节深入。Ghiocel等对美国东部地区的核电站进行了地震易损性分析并考虑了土-结构相互作用[4]；Ellingwood等在建筑结构易损性和风险分析方面的研究比较深入[5，6]，并发展了基于可靠度的概率设计方面的理论，并且还研究了基于易损性分析的项目后评价体系；中国的吕大刚等提出了结构整体地震易损性的概念[7～9]，采用基于可靠度和性能的结构整体易损性方法对实体结构进行了分析，并针对结构的整体性和局部构件提出了简化的易损性分析方法。在桥梁工程方面的关于易损性的研究才刚起步，Shinozuka通过时程分析法和ATC-40(1996)提出的能力谱方法分析了10座桥梁，并对两种方法得到的易损性曲线进行对比分析[10]；H Hwang以美国602-11标准桥型为例[11]，给出了一种钢筋混凝土简支梁桥地震易损性分析方法。

目前这类中小跨径梁式桥在中国公路网及跨江、跨海长大桥梁的引桥中应用极为普遍，而针对这类结构的地震易损性分析研究非常少。鉴于此类桥梁结构应用的普遍性和重要性，本文对此类桥梁的抗震性能进行了探讨，提出了这类桥梁的地震易损性分析方法，定义了桥梁的5种性能水平，提出了桥墩4种损伤极限状态界定准则,对此类桥梁进行地震易损性分析，探讨了该类桥梁的失效模式和损伤概率，为公路路网抗震能力分析和应急预案的制定提供了理论依据。

1 桥梁结构易损性分析方法

地震易损性可以定义为结构或构件在某一给定强度的地面运动作用下所能达到或超越特定损伤水平的可能性，因此，可以用式(1)表示。其中，Pf为构件超越给定损伤水平的概率，Sd为结构的需求，Sc为结构的抗力。在桥梁结构易损性分析中，主要存在结构尺寸、主梁间隙尺寸、材料性能参数、支座系统性能参数、地震动等5项不确定性[12]，采用拉丁超立方抽样(LHS)的方法相对于常用的蒙特卡洛方法具有更高的效率[13]，能显著减少易损性分析中的计算量。易损性分析流程图如图1所示。

(1)

图1 结构易损性分析流程图

2 桥梁结构抗震性能水平的定义

2.1 几点假定

常用的简支梁桥及先简支后连续梁桥通常由上部构造、支座体系、盖梁、墩柱和基础几部分组成。承受重力和使用荷载的上部结构通常被设计成抗震体系中一个较强的环节，在地震期间基本保持弹性[14]；盖梁和基础往往按照能力保护构件进行设计。因此，在地震期间桥墩及支座系统最容易遭到破坏，可以将整个桥梁的地震损伤问题归结为桥墩及支座系统的损伤。为简化桥梁易损性分析过程，做出两点假定：a.结构建模时暂不考虑桥梁基础与地基的相互作用问题;b.对于中、小跨径桥梁，暂不考虑地震波多点输入。

2.2 桥梁结构抗震性能水平的定义

相对于建筑结构以生命安全作为主要的性能指标，桥梁结构在地震期间的损伤对桥上人员的损失要远远小于桥梁使用功能丧失对整个地震区域所造成的间接损失。2008年新颁布的《公路桥梁抗震设计细则》采用“两水平设防，两阶段设计”，其对设防目标的描述也是以桥梁的使用功能为主体。对于桥梁性态目标的设置不但需要有效的减轻对桥梁本身的地震破坏和经济损失，更为重要的是如何保障桥梁在地震作用下的使用功能。参照国内外最为普遍的结构破坏等级划分模式，将桥梁结构在地震作用下的反应描述为基本完好、轻微损坏、中等损坏、严重损坏和接近倒塌5个类型，其对应的性态目标描述如表1所示。

表1 桥梁性能水平分级及描述

3 桥梁系统定义

3.1 典型梁式桥的常规设计布局

根据交通部《公路桥涵设计通用规范》(JTG D60-2004)，新建桥梁均应采用标准跨径，常用的跨径有13，16，20 m，之后按5 m递增直至50 m。分析模型选用了7跨30 m先简支后连续预应力混凝土T型梁桥作为代表性桥梁结构，有限元分析模型如图2所示。桥梁宽度12 m，单跨桥梁由6片T型梁组成，单梁宽2 m，高2 m，质量85 t。桥梁下部构造为典型的框架式桥墩形式，由支座系统、盖梁和墩柱组成。桥台部分采用GYZF4450×86 mm型圆形四氟滑板式橡胶支座，桥墩部分采用GYZ450×99型圆形板式橡胶支座。圆柱式桥墩，由上至下依次为1.5和1.8 m两种直径， 1和6号墩柱高14 m，2和3号墩柱高22 m，4和5号墩柱高18 m。

参照交通部《公路钢筋混凝土及预应力混凝土桥涵设计规范》(JTG D62-2004)及公路网中常用的桥墩钢筋配置形式，1.5 m墩柱配置38根25 mmHRB335钢筋，配筋率为1.06%，1.8 m墩柱配置38根28 mmHRB335钢筋，配筋率为0.92%；箍筋采用10 mmHPB235钢筋，螺旋配置，间距为200 mm，在墩柱顶、底塑性铰区域加密为100 mm间距。桥梁荷载仅考虑结构自重及公路-I级汽车荷载，不考虑风荷载、汽车制动力等其他活荷载。

3.2 分析模型的材料特性

桥梁本身的不确定性主要考虑其所用材料的不确定性，对于桥墩墩柱，材料主要有混凝土和钢筋两种。根据《混凝土结构设计规范》(GB 50010-2010)对2008至2010年的统计结果，钢筋和混凝土均符合正态分布规律，其中C30混凝土强度的变异系数为17.2%，HPB235及HRB335钢筋的强度变异系数分别为8.95%和7.43%。采用拉丁超立方抽样方法将材料强度变量分为等概率的16个区间，每个区间的重心值作为这个区间强度变量代表值，将三种材料的强度代表值随机排列形成如表2的材料强度样本组合表。

3.3 易损性分析的地震动输入

结构时程分析中地震动输入对其结果的影响比较大，而地震波存在较强烈的不确定性。本文以美国太平洋地震研究中心(PEER)所提供的地震波数据库为基础，选择多条震级为6～8级实际地震动记录。由于谱加速度Sa的离散性小于PGA的离散性[11]，将所有地震波转换为反应谱，以谱峰值平台作为调整区间，在特征周期0.4 s处将所有地震波的谱加速度调整为1.0g，计算所有地震波在桥梁自振周期处的谱加速度平均值Sat，以不大于Sat正负30%作为筛选条件，剔除谱值过大或过小的地震波，筛选出10条天然地震动(见表3)，其断层距离在9.06～36.30 km之间，原始峰值加速度为0.084至0.417 m/s2。为便于比较计算，将地震波的的谱加速度按比例调整为0.15g至1.50g，按0.15g递增，再与16组结构样本组合共形成1 600个结构地震动计算样本。

3.4 桥梁支座系统的定义

梁式桥的主要质量分布在上部构造中，其与下部构造的连接通过支座系统实现。盖梁顶常用普通板式橡胶支座作为竖向承力构件，采用抗震销作为水平限位构件。以GYZ450x99型圆形板式橡胶支座为例，其竖向承载能力为1 936 kN，水平向容许位移为33 mm， 极限位移为71 mm。抗震销采用R235粗钢筋制成，上下插入盖梁和主梁梁体。抗震销与梁体间有间隙，在梁体与盖梁相对变形较小时，不限制支座变形，在变形较大时起限位器的作用。由于抗震销的变形小，可以模拟为刚性的弹簧，其顺桥向刚度计算如下式所示

图2 典型桥梁结构有限元分析模型

表2 结构材料强度样本组合表 (MPa)

表3 地震动输入记录

(2)

式中h为抗震销在盖梁顶至T梁底插入点的长度。E为弹性模量，I为惯性矩。

其容许抗剪力计算如下式所示

[Q]=[τ]A

(3)

式中 [τ]为粗钢筋的容许剪应力，A为粗钢筋的截面面积。

普通板式橡胶支座在满足竖向承载能力要求的情况下其水平容许位移较小，难以满足稍大等级地震的需求，而支座损坏后易于更换，可将其视为易损构件，由此建立两个不同边界条件的模型。模型1为小变形状态下，支座与抗震销共同作用，当主梁与抗震销的碰撞力超过其容许剪力时，抗震销与支座共同失效。采用模型2模拟支座系统失效后的状态，上部结构水平力通过主梁与盖梁的摩擦来传递。两个模型的更替以主梁与抗震销的碰撞力作为判断指标，在分析计算中对结构进行判断。图3～5分别为支座及抗震销的单元模型图。

图3 板式支座线性模型

图4 滑动支座恢复力模型

图5 抗震销间隙单元模型

4 桥墩损伤水平的量化

对桥墩损伤水平进行量化是进行桥梁易损性分析重要的基础工作。在地震破坏量化模型的研究方面，Park-Ang模型能够同时考虑构件的最大变形和累积滞变耗能又经过实际地震记录的校正[15]，因而实际应用最为广泛。而在桥墩弯曲型破坏判别准则方面以Hwang提出的相对位移延性比准则引用最多[11]。Hwang准则以桥墩保护层混凝土剥落作为桥墩严重损伤界定值，推荐采用混凝土压应变ε=0.004时的桥墩位移延性比。日本钢结构协会(JSSC)在对桥墩的研究中提出了构件完整度校核方法[16]，按照构件混凝土压应变的发展使用了3个校核指标，分别是0.002,0.004,0.011，作为轻微损坏、中等损坏和严重损坏的界限值。

图6 弹塑性纤维墩柱模型

普通钢筋混凝土墩柱均采用纵向主钢筋配置螺旋箍筋的构造，可以将墩柱混凝土分为保护层混凝土和约束混凝土两部分，约束混凝土的极限应变一般表达为非约束混凝土的应变与约束材料所提供的应变增加值[17]。针对普通梁式桥桥墩的特点，按照表2中16种墩柱材料样本，对1.5和1.8 m直径墩柱共建立32个纤维分析模型，如图6所示。分析时，以墩柱圆心做同心圆进行纤维划分，钢筋采用Park模型、混凝土采用mander模型进行模拟。整个模型服从平截面假定，不考虑钢筋与混凝土滑移。

表4 不同损伤状态下墩柱曲率

表4为16组不同材料组合样本在墩柱不同损伤状态下的曲率平均值及变异系数，变形比率为每种状态曲率与极限曲率的比值。按照Hwang提出的以表层混凝土损坏(ε=0.004)作为墩柱严重损坏的界定值，墩柱严重损坏时其变形量不超过极限值的20%，墩柱的延性耗能能力受到较大限制，对墩柱的损伤估计显得过于保守。

结合上述文献的研究及本文对墩柱的纤维模型分析结果，以主筋首次屈服作为轻微损坏的界定值，以墩柱表层混凝土损坏作为中等损坏的界定值，以约束混凝土的损坏作为严重损坏的界定值，采用混凝土压应变0.005和0.011所对应的墩柱屈服曲率作为桥梁中等破坏和严重破坏的判定值，其破坏极限状态关系如图7所示，图中Ⅰ～Ⅴ的损伤状态与表1中桥梁性能水平分级相对应。图8为1.8 m直径墩柱按样本15材料组合的约束混凝土应力-应变曲线，在混凝土压应变为0.005和0.011时，其应力均处于上升段，尚未超过最大压应力。按照这个量化指标，在桥梁轻微损坏时，桥墩的变形比率小于10%，中等损坏时变形比率小于25%，严重损坏时变形比率小于50%，既充分发挥了墩柱的延性耗能性能，其安全度亦在可控范围内。

图7 桥墩弯曲破坏极限状态关系图

图8 约束混凝土应-力应变曲线

5 桥梁易损性分析

5.1 易损性曲线

从公式(1)对易损性的定义可以看出，易损性曲线就是描述结构需求超越结构抗力的概率曲线。如图3所示，桥梁结构共有5种性能水平，4个性能判定指标，分别用ScⅠ，ScⅡ，ScⅢ，ScⅣ表示。根据已有的研究成果，假设桥梁构件的地震需求Sd和构件的抗力Sc均服从对数正态分布[7,11]，得出桥墩的易损性方程如下

(i=Ⅰ-Ⅳ)

(4)

图9 桥梁结构地震易损性曲线

图9以1号和2号桥墩为例给出了易损性曲线图。从图中可以看出，不同的桥墩其易损性差异很大，1号桥墩进入中等损坏状态时，2号桥墩仅为轻微损坏，1号桥墩进入严重损坏状态时，2号桥墩仅为中等损坏。在给定Sa为1.5g时，1号桥墩发生倒塌的概率接近75%，而2号桥墩则仅有近25%的倒塌概率。结构易损性曲线可以很明确显示桥梁构件的薄弱环节和结构的性能水平，从而给地震灾害预测和结构加固预案提供指导。

图10 桥梁结构失效模式与易损性关系图

5.2 桥梁失效模式

多跨长联是公路网中大量使用的梁式桥的结构特点，桥墩刚度的差异使得桥梁在同一地震波作用下各跨的反应并不一致。汶川地震中几座典型桥梁的破坏实例说明桥梁在单跨或其中几跨的倒塌则宣布整座桥梁使用功能的终止。因此有必要对梁桥的失效模式进行研究，避免桥梁因局部破坏而导致的整体功能受损。结构易损性曲线可以直观地说明结构在不同强度地震作用下损伤的超越概率，通过不同构件易损性曲线的对比，能够方便的得到桥墩的损伤顺序和失效路径。

图10(a)和(b)分别表示了1号桥墩与4号桥墩及2号桥墩与4号桥墩易损性曲线的对比。以反应谱加速度0.6g为例，1号桥墩出现轻微损坏的超越概率是98.1%，出现中等损坏的超越概率是61.6%；4号桥墩出现轻微损坏的超越概率是94.7%，出现中等损坏的超越概率是44.2%；2号桥墩出现轻微损坏的超越概率是67.6%，出现中等损坏的超越概率是22.1%。数据对比说明，桥梁的损坏顺序为1号墩、4号墩、2号墩，其薄弱环节在1号、4号桥墩。需对这两桥墩进行加固处理，使其最终达到2号桥墩的抗震能力，则桥梁整体抗倒塌能力可以提高53%。

6 结 论

为评估公路桥梁的抗震能力，本文以中国广泛使用标准跨径梁式桥作为研究对象，系统地探讨了这类桥梁的性能指标、各种损伤状态的界定值，介绍了桥梁地震易损性分析方法，并对桥梁的失效模式进行了初步研究，得到了以下结论：

(1)桥梁作为一种重要的公共建筑，对其性能的描述应以维持其使用功能及修复的可能性作为主要目标，将其性能状态划分为5个分区，并给专业描述，是桥梁的抗震能力评估的基础。

(2)对于依靠桥墩延性耗能作为主要抗震设计理念的梁桥来说，对其破坏状态的界定可以采用主筋首次屈服、表层混凝土剥落和约束混凝土的破坏作为界定准则，以此来作为结构损坏和易损性的评判标准。

(3)典型梁桥的地震易损性分析结果可以给出桥梁在地震作用的发生各种类别损伤的概率，根据部分桥梁的分析结果可以推广至同一区域其他同类桥梁结构，从而形成区域桥梁易损性分析矩阵，有利于区域公路路网抗震能力分析和应急预案的制定。

(4)普通梁式桥标准化施工和标准化设计的特点使其在支座系统、墩柱直径、配筋率、配箍率等一系列结构构造一致，而地形和地质情况的差异导致桥梁各个墩柱抗震能力的差异。地震易损性曲线可以直观地反映不同墩柱在地震作用下的破坏程度，从而方便地得到桥墩破坏顺序和失效模式，发现桥梁的薄弱环节，为桥梁抗震加固提供依据。

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装配性能 篇4

对于装配整体式混合框架结构, 柱子作为主要的竖向承重构件和主要的抗侧力构件, 在地震作用中, 经常会处于弹塑性的变形状态;因此研究装配整体式框架结构中柱子的连接节点及其抗震性能就显得尤为重要。目前, 国内关于装配整体式框架柱的节点研究很少, 多采用套筒形式和榫式连接。套筒形式将柱与柱的节点连接设置在梁柱节点处, 对于结构的整体性要求偏高;榫式柱连接受力性能较好, 但榫头不易制作, 容易碰坏, 纵筋焊接或冷挤压后不仅有内应力而且产生变形, 增加了接头拼装的难度, 不利于施工[1]。

本文提出一种新型装配整体式柱与柱节点连接方式———局部外包钢管装配整体式框架柱接头。即在柱接头处通过外包钢管连接, 外包钢管与预制混凝土柱之间设置横向栓杆, 并用具有高强速凝性能的灌浆材料在外包钢管与混凝土柱的间隙进行灌缝, 使节点具有不低于现浇柱的整体性。本文将通过四个足尺试件在水平低周反复荷载下的对比试验, 研究其破坏形态、滞回曲线和骨架曲线等, 分析其抗震耗能能力。

1 试件设计

本次试验共设计2个足尺的外包钢管装配整体式柱试件和2个足尺的整体现浇混凝土柱对比试件[2]。分别编号为:W01、W02、XJ01、XJ02;其中W01、W02为局部外包钢管装配整体式框架柱, 以下简称为装配式柱;XJ01、XJ02为整体现浇柱。各试件的构造详述如下:

装配式柱由高度为1 200 mm的上柱和高度为1 500 mm (含基础梁) 的下柱连接而成;上柱和下柱纵筋都配8根直径22 mm的HRB400钢筋, 沿柱全长配直径5 mm的矩形高强复合螺旋箍筋间距50mm (部分柱加密区30 mm) ;在上下柱的连接区域设置外包钢管, 外包钢管由两块相同的“[”型钢板箍焊接而成, 采用标志尺寸为5 mm厚的扁豆型花纹钢板 (有效钢板厚度为3.8 mm) 制作, 外包钢管与混凝土柱之间预留5~10 mm的间隙后期通过高强灌浆料粘接;在上下柱连接区域设置8根横向穿筋, 沿水平加载方向穿过砼柱的预留孔, 两端与外包钢板箍焊接。其中试件W01钢管高度1 290 mm, 外包钢管约束柱脚;试件W02钢管高度为850 mm, 局部外包钢管只按锚固要求设置在接缝区域未约束柱脚。试件XJ01、XJ02均为现浇对比柱, 箍筋配直径5 mm的矩形高强复合螺旋箍, 间距为50 mm, 纵筋配8根直径22 mm的HRB400钢筋。试件主要参数见表1, 尺寸及配筋如图1、图2所示。

注: (1) 钢管厚度为5 mm, 有效厚度为3.8 mm; (2) 高强螺旋箍筋直径为5 mm的高频热处理钢筋, 抗拉验强度为1 070 MPa。

2 试验结果与分析

2.1 试件破坏形态

四个试件破坏形态如图3所示, 装配式柱 (W01、W02) 自基础梁以上40 cm范围内混凝土保护层有少量剥落, 没有水平贯通裂缝出现;而整体现浇柱 (XJ01、XJ02) 基础梁以上40 cm范围内混凝土保护层破落较为严重, 同时在90 cm柱体范围出现不同程度的水平贯通裂缝。破坏特点分析如下:

装配式柱与整体现浇柱在试验中都经历了未裂、带缝工作和破坏三个阶段。由于轴压比较大, 柱子的塑性铰区范围也很大。装配式柱在结合面处出现明显的颈缩现象, 整个装配式柱结合面下都是塑性铰区, 在柱底部3~4 cm混凝土破坏较少;通过纵筋应变观察, 塑性铰先优于柱结合部浆锚插筋屈服形成, 塑性铰区自上而下发展;在钢板箍的约束作用下, 塑性铰区破坏后, 混凝土保护层几乎没有剥落;现浇柱柱根部几乎完全破坏, 塑性铰区自下而上发展, 塑性铰区破坏后, 混凝土保护层几乎全部剥落。试验中, 装配式柱试件W01、W02外包钢管都没发现肉眼可观测到的明显变形, 外包钢管的应变远小于其屈服应变, 外包钢管与混凝土柱之间也没有出现明显的整体滑移, 所有试件都从柱脚最大弯矩处破坏。

对于外包钢管约束柱脚的试件W01, 试验轴压比为0.6相当于设计轴压比1.0, 通过柱脚纵筋的应变判断破坏时受拉侧纵筋屈服, 仍为延性较好的大偏心受压破坏。试件W01钢筋应力应变图如图4所示。

装配式连接柱试验结束后采用吊车对上柱进行起吊, 对试件起一个自重拉拔作用, 起吊结束后, 没发现浆锚结合部出现任何裂缝和滑移现象, 表明试件破坏后, 浆锚插筋的粘结锚固依然良好。

2.2 滞回曲线与骨架曲线

四个试件的滞回曲线如图5所示, 骨架曲线如图6所示。

由图5可以看出, 无论是现浇柱还是装配式柱, 滞回曲线呈饱满梭形, 抗震性能良好;装配式柱滞回曲线显示出不明显的弓形, 存在着微弱的“捏缩”现象, 说明有粘结滑移, 这是由于当外包钢板箍内的混凝土几乎失效时, 局部外包钢板箍较好的约束作用, 使节点能够保持较好的工作性能, 但是, 在位移加载过程的后期, 由于局部外包钢板与混凝土之间的粘结力减弱, 位移较大处, 滑移量变大, 产生了微弱的捏缩现象。由图6可以看出, 在轴压比相同的条件下, 装配式柱的峰值荷载比现浇柱更高, 但承载力下降也更快。

2.3 主要抗震性能指标

主要抗震性能指标见表2。从表2可以看出, 各项指标符合现行规范规定[3,4], 甚至大大优于其要求。装配式柱与现浇柱相比各抗震性能参数相近, 甚至装配式柱W01弹塑性转角和延性系数要优于现浇柱, 说明外包钢管能推迟构件的塑性屈服。

3 结论

通过四个足尺试件在水平低周反复荷载下的对比试验研究了其破坏状态、滞回曲线、骨架曲线等抗震指标等进行分析, 得出以下结论。

(1) 各试件滞回曲线呈饱满的梭形, 具有良好的延性和耗能能力。

(2) 试件构件破坏时, 通过柱脚纵筋的应变判断破坏时受拉侧纵筋屈服, 为延性较好的大偏心受压破坏。

(3) 新型局部外包钢管框架柱接头的整体性及抗震性能符合要求, 可以为实际工程应用提供参考。

摘要：提出一种新型装配整体式柱与柱节点连接方式——局部外包钢管柱接头。通过四个足尺试件在水平低周反复荷载下的对比试验, 研究其破坏形态、滞回曲线和骨架曲线等。试验结果表明:采用局部外包钢管装配整体式柱子接头整体性能较好, 没有出现拉拔脱离现象;节点滞回曲线和骨架曲线与相同条件下的现浇混凝土柱相近, 具有良好的延性和耗能能力;试件破坏为延性较好的大偏心受压破坏。研究结果能够为装配整体式柱连接的理论研究和实际工程应用提供参考。

关键词：装配整体式,局部外包钢管,抗震性能,滞回曲线,骨架曲线

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装配性能 篇5

在实际工程中,一般不允许新旧混凝土界面传递剪力。对照欧洲和美国混凝土规范规定,在没有钢筋或机械栓的情况下,在板缝连接处需承受比较小的剪应力值,设计剪应力较大时,板缝连接处需加钢筋。对板缝齿槽抗剪,南京工学院、北京市建筑设计院等单位组成的齿槽接头专题研究组,对齿槽的形状、齿距、齿深以及齿槽在复杂应力下的工作状态做了一系列研究,并提出齿槽所承担的剪力的计算方法[3—6]。

本文通过试验研究和理论计算的推导,对竖向齿槽加三角筋的新型连接的抗剪能力进一步研究, 并给出相关的计算公式。

1试验概况

为了研究新型楼盖板缝的剪力传递,本次试验共制作了3个试件: 素混凝土粘结抗剪试件GB1; 采用新型装配整体式楼盖的预应力大板的高强钢丝 φpw5作为三角筋的试件TB1; 齿宽20 mm,深200 mm的原型板缝齿槽试件CB1。通过三个试件的对比试验,研究新型板缝连接的抗剪性能。试件示意图如图2: 试件中两侧为预制的250 mm × 350 mm × 110 mm小板,中间为200 mm的后浇板缝带。

为了对比不同试件的极限抗剪承载力及试件在荷载作用下的两块预制板的滑移情况,加载装置如图3。在试件顶端和底部的位移计测得板缝在剪切作用下的滑移,并由TDS-602型数据采集仪进行数据记录。为了测试TB1试件中三角筋的变形性能, 在三角筋上布置了4个应变测点如图4。

2试验现象及结果分析

试件的破坏图见图5,荷载滑移曲线见图6。

由GB1的荷载滑移曲线可知,荷载加到5 t左右,粘结刚度都发生突变,制构件与现浇带粘结面产生通缝。加载到10 t左右,伴随巨大的响声,连接破坏,试件分为两部分,属于劈拉剪切破坏,破坏面较为平直光滑,为脆性破坏。

齿槽连接试件CB1,荷载为16 t时,齿槽边缘有混凝土脱落,接近20 t时,混凝土齿槽试件突然被剪断,试件发生典型的剪切破坏属于劈裂脆性破坏。 齿槽在复杂应力下工作,齿槽的抗剪能力和接缝的宽度有很大关系( 剪跨比) ,两者的关系直接影响着齿槽的破坏形式。

三角筋连接试件TB1,荷载加到5 t左右,预制构件同后浇带的界面出现微小通缝,钢筋应变值增大,继续加载至10 t,随着裂缝的开展,产生卸载现象,钢筋的应变值迅速增大,当荷载加到12 t时,预制构件同后浇带出现较明显的剪切错动,但直至加载结束,这时剪力主要有三角筋传递。试件TB1的荷载滑移曲线在加载初期与GB1相近,但当裂缝形成后滑移曲线相对平缓,剪切面中,钢筋的作用是充当桁架机构的拉杆,钢筋的直径、屈服强度等因素都是通过影响拉杆所能承受的拉力从而影响剪切面的剪力传递强度。

试件TB1的三角筋测点的荷载应变曲线如图7,荷载增至30 k N之前,钢筋应变很小,基本上处于未受力状态; 荷载增至40 k N时,钢筋应变急剧增加,此时新旧混凝土界面开始开裂; 继续加载至60 k N,又产生卸载现象,说明此时新旧混凝土界面处已裂通,此后剪力已全部由钢筋来承担。加载过程中,当混凝土结合面处开始产生剪切裂缝时,可听到轻微声响。界面开裂以后,荷载仍可以继续增加,钢筋应变增长迅速,剪切面两侧混凝土块的相对位移也随之加大。最后,荷载增至122 k N左右,试件中部产生很大滑移,加载结束,破坏后的试件仍不分离。

对承载力而言,齿槽试件的抗剪能力最强,峰值承载力为20 t,其次为三角筋试件12 t,素混凝土试件最低。说明三角筋有一定的销栓作用可以增强新旧混凝土的粘结力。对试件的破坏形态而言,三角筋试件有一定的延性,而齿槽试件和素混凝土试件都是明显的脆性破坏,在破坏前无明显变形。

综合分析,混凝土齿槽的抗剪能力再次得到证明,但当齿槽内无三角筋时,粘结面只有很小的粘结力,在稍有弯矩影响时接缝处首先开裂,此时齿槽易被拉开,破坏荷载偏低,齿槽抗剪不能有效发挥作用。对于设置了三角筋的试件,在加荷过程中,钢筋承担抗拔力,能很好保证齿槽受剪。当齿槽被剪坏后,接缝的抗剪能力主要来自三角筋。通过三角筋在实验中的应变可知,三角筋在板缝未发生破坏前不会屈服,对楼盖抗剪意义较大。同时由于混凝土为脆性材料,为了达到延性破坏的目的,可以考虑在齿槽中穿过一定数量的钢筋,改变混凝土在剪切作用下的劈裂脆性破坏,而使齿槽发生剪压延性破坏。

3板缝抗剪承载力的计算

3.1等效桁架模型理论

如图8,水平方向传来的力,被分解为两个部分,一部分沿着三角筋方向,由三角筋的抗拔力来抵抗,一部分由齿槽部位混凝土的抗压能力来抵抗。 这种设计充分发挥了钢筋抗拉和混凝土的抗压的性能。

美国《precast and prestressed concrete》中建议以等效桁架模型理论来计算与板缝呈一定角度的连接件的抗剪承载力,譬如用于双T板板侧连接的发夹式抗剪连接件。该方法假定连接件完全由两肢锚筋的轴向拉( 压) 来承担平面内剪力,并且拉压肢锚筋同时达到屈服强度,计算公式为[7]:

式( 1) 中: fy为锚筋屈服强度; As为锚筋的截面积; θ 为锚筋与预制板侧边法线的夹角。但同试验得出, 高强的三角筋并没有达到屈服强度。而高强钢丝 φpw5的屈服强度:

结合本次试验,板缝达到极限破坏时,三角筋的强度值为:

所以新型板缝连接三角筋的抗剪承载力计算公式修正为:

图9为齿槽斜压杆受力机理。文献[8]在进行多齿槽试验中,表明板缝中的多个齿槽不可能完全协同工作,存在一定程度的受力削弱现象。试件的总承载能力不与齿槽数目成正比,其值有折减。试件中有钢筋,加荷过程中齿槽在剪压或者压剪共同作用下工作。由此宋国华、霍达等对装配式大板齿槽接缝抗剪做了试验研究,分析了接缝宽度对接缝抗剪承载力的影响以及齿槽的受力机理,并提出建议公式[9]:

式( 3) 中为n为同一截面上的齿数; ν 为混凝土强度折减系数,取0. 7 ~ fc/200; a、b分别为齿深、齿厚; ζ 为多齿共同作用影响系数[10]; θ 为斜压杆方向与接缝中分线的夹角。

3.2新型板缝连接的抗剪承载力

综合两种理论,新型板缝连接的抗剪承载力为两部分之和。考虑多块预制板相互剪切的侧限条件,给出出新型板缝连接的抗剪承载力的建议公式:

式( 4) 中 φ 为侧限条件对抗剪承载力的增大系数; θ 为钢筋与混凝土结合面的夹角。

将计算结果与试验数据进行对比,可近似得出侧向约束对抗剪承载力的增大系数,见表1,但本次试件数目有限,能应用到工程中 φ 的取值还需另行确定。

4结论

板缝的抗剪性能是装配整体式楼板研究的一个重点,它涉及到板缝剪力传递问题。

( 1) 三角筋试件的设计原理是实现桁架受力, 其受力体系的抗剪能力也比直钢筋大,同时传力范围也比较大。

( 2) 试验证明齿槽具有很强的抗剪能力,宽20 mm,长200 mm的齿槽能承受的最大荷载为20 t左右,最终破坏为脆性破坏。

( 3) 在齿槽中设置三角筋,在加荷过程中,钢筋承担抗拔力,能很好保证齿槽受剪。使板缝由脆性破坏转为明显的延性破坏,粘结面的剪切强度也有所提高。

装配性能 篇6

关键词：装配整体式楼盖,相对水平挠度,非线性有限元分析,整体工作性能

为贯彻国家“四节一环保”的技术政策, 研究的预制板为河北合创建筑科技材料有限公司设计并生产的一种新型楼板, 该预制构件是在传统预制圆孔板基础上采用新技术、新工艺改进而成的, 节约建筑材料, 可行性较高, 符合国家建筑节能减排标准。与传统预制楼板通常采用单层双向出筋不同, 河北合创建筑节能科技有限公司设计并生产的新型预制预应力空心楼板 (见图1) 在受力方向采用双层出筋的锚固, 选用高强钢筋, 做成U形筋 (每孔设置一个U形筋) 与梁进行浇筑连接, 提高装配式楼盖的承受竖向荷载的能力;同时利用50 mm的孔洞堵头的深度形成板端抗剪连接键传递剪力;楼板两侧采用单层出筋锚固, 锚固长度满足抗震规范的要求;即一侧搭在梁上, 另一侧与另一预应力空心板侧板底分布钢筋在100 mm板缝内重叠交叉, 然后采用素混凝土填实 (见图2) , 而板边的齿槽传递板板之间的剪切力。

高层建筑的楼屋面的现浇钢筋混凝土楼板和预制装配式楼板, 进行高层建筑内力与位移计算时, 可视其为水平放置的深梁, 具有很大的面内刚度, 可近似认为楼板在其自身平面内为无限刚性。采用这一假设后, 结构分析的自由度数目大大减少, 能减小由于庞大自由度系统而带来的计算误差, 使计算过程和计算结果的分析大为简化。计算分析和工程实践证明, 刚性楼板假定对绝大多数高层建筑的分析具有足够的工程精度。采用刚性楼板假定进行结构计算时, 设计上应采取必要措施保证楼面的整体刚度。本文采用通用有限元分析软件ANSYS, 建一个预制空心楼板的装配整体式楼盖模型, 对其进行了竖向荷载计算分析并与实验结果进行对比;然后建一个预制空心楼板的装配整体式楼盖进行侧向加载, 并分析计算其平面内刚度, 同时进行有限元模拟分析这种新型楼盖结构的整体性能、宏观破坏模式, 探讨新型装配式楼盖替代整体现浇楼板或普通预制板+后浇面层楼盖的可行性、可靠性, 以便为建筑的工业产业化提供科学依据。

1 新型预制空心板的受力性能

为了解新型预制空心预应力混凝土楼板在正常使用条件下的力学性能 (抗裂性能、变形性能、极限承载力等) , 并检验其梁板节点连接是否达到设计要求, 由河北省建筑工程质量检测中心对预应力空心板进行了现场试验, 试验采用单跨两块空心板的试验模型如图3所示, 平面尺寸为4 200 mm×4800 mm。试验中施加的荷载为正常使用状态下的荷载标准值8.5 k N/m2, 其中, 恒载标准值:6.0 k N/m2 (包含板自重) ;活载标准值:2.5 k N/m2。实验时两块预应力空心板同时施加均布荷载:第一级荷载为标准值的40%, 以后每级荷载为荷载标准值的20%, 当荷载大于荷载标准值时, 每级荷载为荷载标准值的10%, 当荷载接近抗裂检验荷载时, 每级荷载为荷载标准值的5%, 试验加载至荷载标准值的1.6倍 (即13.6 k N/m2) 时, 加载结束。试验结果:荷载达到标准值 (为8.5 k N/m2) 时, 跨中实测最大挠度为1.31 mm, 未见裂缝。在试验所设计的荷载条件下 (最大荷载值13.6 k N/m2) , 所检测的预应力空心板未出现裂缝, 结果表明, 新型预应力空心板能够满足正常使用要求。

2 有限元计算分析

2.1 基本假定

(1) 钢筋与混凝土粘结良好, 两者之间无相对滑移。

(2) 文献[4]试验结果表明, 新老混凝土粘结劈拉强度为新混凝土整体劈拉强度的34%~70%, 为老混凝土整体劈拉强度的35%~73%。即光面粘结劈拉强度较低, 仅为混凝土整体劈拉强度的35%;劈裂断开面, 用钢丝刷刷净, 并用清水冲洗干净后的粘结劈拉强度最高, 能达到混凝土整体劈拉强度的70%左右。本次计算模拟分析时, 在界面处一定范围内 (4~10 mm) , 分别采用抗拉强度为现浇混凝土抗拉强度的0%、30%、60%、100%, 而抗压强度不变的材料模拟。

(3) 采用三维实体模型进行有限元分析, 考虑到实际模型的复杂性和研究重点, 本文对本模型进行有限元分析时, 进行了适当的简化。模型中高效预应力钢丝使混凝土预制板产生少量反拱, 由于反拱较小, 本文忽略其对试验结果的影响。

(4) 因加载方向沿板端方向, 所以模型考虑空心板的孔端堵头深度50 mm形成的剪力键的传递剪力的作用, 而不考虑空心板的板边的齿槽的抗剪作用。

2.2 有限元分析模型

计算模型为单跨两块空心板, 采用与河北省建筑工程质量检测中心进行的预应力空心板的现场试验相同的参数。模型尺寸为:纵横梁的截面为300 mm×650 mm, 纵梁跨度4 200 mm, 横梁跨度4 800 mm, 板的尺寸为4 200 mm×2 350 mm×130mm, 选用10 mm厚的新老混凝土截面。模型混凝土为C35 (fc=33.83 N/mm2, ft=3.18 N/mm2, Ec=3.15×104N/mm2) , 板的受力方向采用全预应力, 每孔间2根直径为5mm的预应力中强钢丝 (pw5) , fptk=1 100 N/mm2, fp'0.2≈880 N/mm2。预应力中强钢丝采用先张法, 张拉控制应力为0.6fptk。分布钢筋采用直径为5 mm的冷拔钢筋网片 (cp5) (fy=890 N/mm2) , 间距100 mm。纵横梁的纵筋为HRB400级钢筋, fy=360 N/mm2

混凝土采用实体的SOLID65混凝土单元, 钢筋采用三维LINK8单元。混凝土和钢筋分别采用多线性等向强化 (MISO) 和双线性等向强化 (BISO) 的材料类型, 屈服准则为Von Mises准则。对混凝土裂缝利用ANSYS提供的判别准则, 采用应力释放和自适应下降相结合的方法来模拟混凝土开裂过程。为减少单元数, 节省计算时间, 本文采用的是整体式+分离式:预应力筋和连接钢筋采用LINK8单元划分网格, 与混凝土单元SOLID65在节点处合并, 而分布钢筋用整体式。建立有限元分析模型如图4、图5。

3 竖向荷载计算结果及分析

如前所述, 本文根据新老混凝土界面的抗拉强度的取值不同, 分别进行计算, 计算结果如图6。图7~图10为ft1=0.3ft时计算的极限荷载下在板底沿x轴向的竖向位移、板底的裂缝和板顶的主应力、主应变云图。

3.1 计算模型与实验结果的对比

(1) 由图6可看出, 所建立的有限元模型计算结果与实验结果能很好地拟合。在荷载很小时, 由于板的预应力反拱的作用, 计算模型中没有考虑, 所以计算值要大于试验值, 当荷载值加到0.5倍最大荷载值 (6.8 k N/m2) 时, 板中预应力与弯曲正应力相互抵消, 这时, 实验结果与计算值接近。当进一步加载时, 计算值比试验值低, 这是由模型中假定混凝土与钢筋的粘结良好, 没有滑移的假设造成的。

(2) 新老混凝土界面的粘结强度的取值, 通过对ft1=ft, 0.6ft, 0.3ft, 0.0ft几种情况的模拟, 发现当为ft1=0.3ft时, 计算值与实验值最为接近, 另外, 随着ft1的提高, 变形有所降低。

3.2 板的工作机理

(1) 从楼盖底中部沿x轴向的竖向位移表明楼盖的受力和变形与现浇楼盖没有差别, 这说明节点处的锚固钢筋很好地传递荷载。虽然, 楼盖顶部的主应变云图和主应力云图显示, 在新老混凝土界面处出现突变, 板顶在后浇混凝土与预制板之间的界面处几乎都出现了微细裂缝, 但不影响板的正常工作和外观。

(2) 在加载初期, ft1的取值对变形几乎没有影响。当荷载达到0.2倍最大荷载值 (2.72 k N/m2) , 对ft1=0.3ft的板, 由于界面混凝土开裂, 变形增大。当荷载达到0.35倍最大荷载值 (4.76 k N/m2) , 对ft1=0.6ft板, 由于界面混凝土开裂, 变形增大。但在极限荷载情况下, 各种情况的变形相差不大。这说明界面混凝土的粘结强度对极限荷载影响不大, 在施工时可不对界面做出太高的要求。

(3) 楼盖顶部的主应变云图和主应力云图都显示在锚固钢筋位置预制板和现浇带的混凝土的应力和应变增大, 这说明界面的拉力主要由锚固钢筋传递, 楼盖在荷载作用下具有较强的整体工作性能。

综上所述, 本文给出的梁板节点是有效可行的, 在竖向荷载作用下完全可以代替现浇板。

4 水平加载计算, 楼板抗震性能的研究

4.1 整体装配式楼盖整体性要求

在钢筋混凝土多层和高层房屋结构中, 刚性楼盖假设广泛应用于多层及高层建筑结构设计。楼、屋盖平面内的变形, 将影响楼层水平地震剪力在各抗侧力构件之间的分配。楼盖具备怎样的水平刚度才能被假定为刚度无限大, 一种方法是文献[6]采用刚度比系数R作为评价楼盖面内刚度的参数;另一种方法是楼盖的相对水平挠度, 国外一些资料认为, 楼盖的相对水平挠度为1/50 000是平面内刚度无限大的界限, 而我国78规范采用1/12 000[8]。

为使楼盖具有传递水平地震剪力的刚度, 从78规范起, 就提出了不同烈度下抗震墙之间不同类型楼、屋盖的长宽比限值。2010抗震规范修订, 8度框架-抗震墙结构装配整体式楼、屋盖的长宽比由2.5调整为2。同时要求采用装配整体式楼、屋盖时, 应采取措施保证楼、屋盖的整体性及其与抗震墙的可靠连接。其中, 装配整体式楼盖采用配筋现浇面层加强时, 其厚度不应小于50 mm。这种作法明显能提高装配式钢筋混凝土楼盖的整体性, 减小楼盖平面内的相对挠度, 另一方面, 这无疑也会增加楼盖的自重, 并相应地使地震力增大, 从而反过来加大了楼盖平面内的相对挠度。

新型楼盖的板的混凝土折算厚度仅为97.9mm, 采用60 mm厚的现浇面层, 将会使楼盖自重增大60%左右。现在不用后浇面层, 改用新型后浇带的连接方式, 加强连接, 使楼板在平面内为一个整体。下面通过计算给出:在地震作用下, 新型楼盖是否能够满足结构空间整体受力的要求, 楼盖的面内变形对结构内力分布的影响程度如何, 是否可以满足平面内刚度的要求。

4.2 计算模型

计算模型尺寸的取值是以八层框架—抗震墙结构房屋中顶层楼 (屋) 盖在8度地震烈度时所经受的水平地震力为原型的。场地类别Ⅱ类, 设计地震分组为二组, 抗震设防为丙类。计算地震力时, 取各层层高为3 m, 房屋总高24 m, 取两跨则每层楼盖面积为9×4.44=39.96 m2, 每层重量为W=330k N, 取楼面均布活荷载值为2 k N/m2, 每层结构的重力荷载代表值为G=370 k N。结构自振周期按下述近似法计算:

对于Ⅱ类场地, 二组, Tg=0.4 s, 在8度常遇地震作用时

按底部剪力法求得顶层的剪力为F8=73.30k N, 并折算成加在楼盖均布荷载为q8=16.51k N/m。而在8度罕遇地震作用时, 折算成加在楼盖均布荷载为q'8=92.87 k N/m。

4.3 解析法计算分析

为了和有限元计算结果对比, 对于现浇楼盖, 把模型等同为一根深受弯的简支水平梁, 则其挠度计算公式为:

式 (1) 中:fM为弯曲变形引起的挠度;fQ为剪切变形引起的挠度;I为楼盖板的截面惯性矩;A为楼盖板的截面面积;Gh为混凝土的剪切模量;K为剪应力在楼盖板截面上的分布不均匀系数, 对矩形截面取值为1.2。

在常遇地震作用弹性阶段, 均布荷载为q8=16.51 k N/m, 计算跨度取l0=8.7 m, 考虑横梁, 楼盖折算截面尺寸为178 mm×4 440×mm, 截面的弹性模量取混凝土弹性模量Eh=3.15×104MPa。把以上数据带入式 (1) , 则计算出在均布荷载下模型中点的挠度为:在罕遇地震作用下, 按弹性阶段计算的模型中点的挠度为:

对于装配整体式楼盖考虑楼盖刚度的折减, 抗震78规范中采用折减系数为η=1/3.2, 则在常遇地震作用下模型中点的挠度为:

4.4 有限元分析

继续沿用竖向荷载分析的基本假定、计算单元选取和材料特性, 建立计算模型如图11。在两侧梁底施加三个方向的线性位移约束, 分两次在板的一侧加水平荷载, 第一次加常遇地震荷载值q8=16.51 k N/m, 并与解析法计算值比较;第二次为了得到板开裂, 把荷载值增加大到195 k N/m, 查看板的工作机理。

图12为常遇地震荷载值作用下的侧移图, 可看出ANSYS有限元分析的结果0.065 2 mm与解析法对现浇楼盖计算比较接近。从位移云图13可看出, 楼盖的变形基本同匀质材料板变形相同, 也就是说楼板在竖向荷载和水平荷载共同作用下, 楼板有良好的整体协同工作性能。

第二次为了得到板开裂, 把荷载值增加大到195 k N/m。计算结果显示, 整体楼盖平面刚度比一般现浇整体楼盖的刚度要小;虽然随荷载值增加, 刚度进一步下降, 但是在罕遇地震作用下, 侧移值为0.274 mm, 也只是相对挠度的限制l/50 000=9 000/50 000=0.18 mm的1.5倍, 是能够满足楼盖正常使用时刚度无限大的假定要求。整体楼盖平面刚度比一般装配式楼盖的刚度要大很多, 常遇地震作用时, 侧移值为0.065 2 mm, 是一般装配式楼盖相对挠度的0.43倍, 而比现浇楼盖相对挠度大;罕遇地震作用时, 是一般装配式楼盖相对挠度的0.32倍, 所以规范中规定楼盖长宽比是有较大的安全储备的。从图13可看出, 楼盖的主应力在新老混凝土界面处都大于0.954 MPa, 但整个楼盖其他部分的主应力都不大于3.18 MPa, 所以即使界面混凝土基本都开裂, 但对板的受力性能的影响不大。

总之, 对于新型楼盖, 采用新型的连接, 在满足抗震设计的刚度要求下, 不用加现浇面层, 楼板在竖向荷载和水平荷载共同作用下, 楼板有良好的整体协同工作性能。

5 结论

通过计算分析得出如下结论。

(1) 在竖向荷载作用下, 新型楼盖的受力和变形与现浇楼盖没有差别, 节点处的锚固钢筋很好地传递荷载, 双层出筋的锚固起到了梁板固结的作用, 这说明本文所采用的后浇板带的梁板节点是可靠的。

(2) 界面混凝土的粘结强度对极限荷载影响不大, 在施工时可不对界面做出太高的要求。

(3) 在水平荷载作用下, 新型楼盖的变形基本同匀质材料板变形相同, 在常遇地震作用下还处于线性状态, 即使新老混凝土界面已开裂, 新型楼盖依靠孔端堵头深度50 mm形成的剪力键的传递剪力, 仍有良好的整体协同工作性能。

(4) 抗震规范中, 8度框架-抗震墙结构装配整体式楼、屋盖的长宽比为2的限定, 对新型装配式楼盖来说是有较大的安全储备的。

总之, 竖向荷载和水平荷载计算表明, 新型预制预应力混凝土空心板及连接方式能满足钢筋混凝土构件可靠性要求, 满足承载能力极限状态要求;新型装配式楼盖具有替代整体现浇楼板或普通预制板+后浇面层楼盖的可行性和可靠性。

参考文献

[1] GB 50011—2010建筑抗震设计规范

[2] GB 50010—2011混凝土结构设计规范

[3] Lam D.Capacities of headed stud shear connectors in composite steel beams with precast hollowcore slabs.Journal of Constructional Steel Research, 2007;63:1160—1174

[4] 程红强, 张雷顺.新老混凝土粘结劈拉强度试验研究.河南科学, 2003;21 (4) :445—447

[5] TJ ll-78工业与民用建筑抗震设计规范

[6] 聂建国, 陈戈.钢框架中组合楼盖的面内变形.力学与实践, 2006;28 (1) :54—57

[7] 薛立红, 徐金声, 曹宝平, 等.装配整体式预应力夹层板楼盖的试验研究.建筑结构, 2005;35 (5) :65—68

[8] 侯霍岩, 骆万康.装配式钢筋混凝土楼盖在水平荷载往复作用下的变形性能.重庆建筑工程学院学报, 1985;02:36—51