承载结构补偿（精选八篇）
承载结构补偿 篇1
大量的工程实践表明, 巷道失稳破坏是支护—围岩承载结构的结构性破坏。要发挥和提高支护—围岩结构的承载能力, 就必须掌握支护—围岩结构的承载特点, 并采取相应的技术措施, 达到有效控制巷道围岩变形的目的[4]。
笔者通过补偿原理来提高U型钢支护—围岩承载能力, 达到稳定围岩效果。
1 载荷对U型钢支架内力及承载能力的影响规律
在高应力软岩巷道中, 由于围岩强度低、巷道围岩松动范围大、流变性显著, 煤矿井下大量使用U型钢棚式支护。U型钢棚式支护体承受的载荷主要决定于围岩岩性、原岩应力场、支护体的力学特性以及支护与围岩的相互作用关系。前三个因素对于特定的地质采矿条件来说是确定的, 唯有支护与围岩的相互作用关系变化较大。目前采用的巷道掘进和支护工艺不可避免地在架后形成不规则的空间, 下面以直腿半圆拱形U型钢支架为例, 分析U型钢支护的承载特点及支护承载性能。
1.1 不均匀载荷作用下内力的计算
如图1所示, 将支架抽象为二铰拱模型进行分析。半圆拱的半径为r, 直腿高为h, 从一侧帮到另一侧帮的载荷分别为q1, q2, q3, q4, q5。考虑最一般的情况, q1≠q2≠q3≠q4≠q5。由图1可知, 支架属一次超静定, 可采用力法求解。为了简化模型, 将拱部均分为3段, 然后考虑各段载荷不相同对支护体内力的影响。
1.1.1 支座反力
对f点求弯矩, 由求水平反力。对于支座f, 由变形协调条件建立力法方程:
式中:X1是将固定铰支座a改为可动铰支座后加上去的多余未知力, 方向向右;Δ1p是载荷q1, q2, q3, q4, q5单独作用在基本结构上时, a支座产生的水平位移, 方向向左;δ11是当X1=1作用在基本结构上, a支座产生的水平位移, 方向向右。由于支架位移以弯曲变形为主, 轴力和剪力的影响很小, 在此忽略不计, 采用结构力学中的方法分段计算珚M1, Mp。
将δ11和Δ1p代入式 (3) 即可求得求支座反力X1。
1.1.2 支架内力
求出多余未知力X1后, 计算各段的弯矩, 由dM/ds=0求出各段弯矩最大值的位置及其最大值, 然后求出整个支护的最大弯矩。
考虑到支护体内应力主要是由弯曲应力引起, 因此可不考虑轴力和剪力的影响。这样就可以求出最大弯矩截面上的最大弯曲应力:
式中:Wz是支架轴向抗弯截面模量, 对于某一选定的支架, Mmax只是q1, q2, q3, q4, q5的函数, 即:
而σmax≤[σ], [σ]是支架抗弯许用应力。根据上述关系, 可以分析不同组合载荷对支护体内力和承载能力的影响关系。
1.2 空顶对支护体内力及承载能力的影响规律
如图2所示, q1=q2=q4=q5=q, q3=0, q2, q4的作用范围为φ。φ的变化范围从40°~90°, 按照上述方法, 确定支护体内力的计算公式。φ的大小反映了空顶范围的大小, φ大则空顶范围小, φ小则空顶范围大。与前面的区别是此处Mmax=f (q, θ) , 对选定的支架, Mmax是定值, qmax实际上是φ的函数, 由此可以分析φ对支护体内力及承载能力的影响关系。图3给出了空顶范围变化时支护体内各段极限弯矩和承载能力的变化规律。
○—不同θ角时碹体极限弯矩之比, 即Mmax (θ) /Mmax (90°) ◆—不同θ角时碹体极限承载能力之比, 即q (θ) /q (90°)
由图3 (a) 可以看出, 空顶较大, 肩部的弯矩最大, 肩部首先破坏。减小空顶的范围, 则支护体上受到的最大弯矩出现在拱顶, 拱顶首先破坏。随着空顶范围的进一步减小, 支护体帮部受到的弯矩最大, 破坏主要发生在帮部。随着φ的增大, 空顶的范围减小, 作用相同大小的载荷在支护体内引起的弯矩减小, 支护的承载能力增大。
比较图3 (a) 和图3 (b) 可见, 虽然二者总的变化趋势相同, 但可以看出支护体的内力和承载能力明显与结构尺寸有关。后者直腿高2.5 m, 作用相同大小的载荷时, 支护体内引起的弯曲应力大, 而且最大弯矩总是出现在帮部, 帮部总是首先破坏。也就是说较高的直腿对支护承载不利, 支护的整体承载能力小, 发挥不了拱的高承载特性, 与前者相比, 空顶的影响减小。
1.3 偏载对支护体内力及承载能力的影响
载荷分布见图4, 偏载对支护体内力及承载能力的影响, 主要考虑3种情况: (1) 两肩偏载, 即q2≠q4; (2) 两帮偏载, 即q1≠q5; (3) 肩部和帮部都偏载, 即q2≠q4, q1≠q5。理论分析计算结果见图5。
图5 (a) 为两肩偏载对支护体内力及承载能力的影响关系, 可以看出, 随着两肩偏载的增大, 支护体内产生的弯曲应力增加很大, 承载能力急剧下降。如q1=q3=q5=q, q2/q=q4/q=0时, 支护体内产生的弯矩很小, 为均布载荷时的0.7倍;承载能力为均布载荷时的0.83倍。当q1/q=0, q4/q=1时, 支护体内产生的弯矩为均布载荷时的4.12倍, 承载能力仅为均布载荷时的0.19倍。当两肩的载荷相等时, 随着载荷的增大, 承载能力逐渐增大。这表明拱部均匀承载对发挥拱的承载能力较为有利。
图5 (b) 为两帮偏载对支护体内力和承载能力的影响关系, 可以看出, 当拱部均匀承载, 帮部载荷较小时, 即使有小的偏载, 支护体的承载能力高于均布载荷的承载能力。如q2=q3=q4=q, 也就是拱部均匀承载, q1/q=q5/q=0时, 支护体的承载能力是均布载荷时的5.34倍;q1/q=0, q5/q=0.25时, 支护的承载能力是均布载荷的1.9倍。这说明帮部载荷较小, 拱部均匀承载时, 易发挥整个支护的承载能力。由此说明支护时拱部均匀承载尤为重要。两帮载荷无论是对称还是偏载, 随着载荷的增大, 其承载能力都急剧下降。同时可以看出, 两肩偏载对支护体内力及承载能力的影响比两帮偏载的影响大。因此, 保证支护体拱部与围岩均匀接触, 使之均匀承载对发挥支护的承载能力至关重要。
肩部和帮部同时受偏载作用时, 其影响规律与前相同, 即当帮部或肩部偏载一定时, 肩部或帮部偏载对支护体内力或承载能力的影响规律相同。但肩部和帮部同时受偏心载荷作用时, 支护体内产生的弯矩更大。如q1=q3=q4=q, q2/q=q5/q=0时, 支护体内产生的弯矩是均布载荷时的4.12倍;承载能力是均布载荷时的0.14倍。
综合上述分析, 可以看出, 偏载的影响大于空顶的影响, 帮部载荷较小, 拱部均匀承载时较能发挥支护的整体承载能力。偏载增大, 支护体内产生的内力增大, 承载能力急剧下降。按支护体所能承受的载荷考虑, 最不利载荷下的承载能力是均布载荷下的0.14倍, 帮部载荷较小、拱部均匀承载时支护体的承载能力是均布载荷下的5.34倍。三者的比为1∶7∶38。若按支护体所能承受的最大载荷考虑, 三者的比为1∶8.7∶36。
2 支护—围岩结构补偿原理
已有研究结果表明, 控制高应力软岩巷道围岩强烈变形的主要技术措施是支护结构应具备高阻可缩特性, 而要具备高阻可缩特性, 首先要保证支护体或浅部围岩加固圈形成的承载结构本身是稳定的。
前面在分析直腿半圆拱形支架时, 将其抽象为固定铰支座的二铰拱模型。实际情况是原有U型钢支架根本达不到二铰拱结构的承载性能。这与软岩巷道的变形特点有关。软岩巷道围岩松动破裂较大, 两帮严重内移、底板强烈鼓起, 造成支架两腿或两帮随底鼓而强烈内移。原有U型钢支架实际应为可动铰支座二铰拱模型。
支护—围岩结构补偿原理就是针对支护—围岩结构承载的薄弱环节, 采取措施减小支护—围岩结构受到的内力, 提高支护—围岩结构的承载能力。
根据支护结构稳定性分析, 要使支护结构具备高阻可缩特性, 首先应采取措施, 提高支护结构本身的稳定性。对直腿半圆拱形巷道, 提高支护结构本身的稳定固定铰支座二铰拱承载特性的分析结果表明, 帮部载荷较小, 拱部均匀承载时, 较能充分发挥支护结构的承载能力。因此在支护技术措施方面除了要求支护结构具备高阻可缩特性外, 就要尽可能采取措施减小帮部载荷或提高帮的稳定性, 防止帮部或架腿柱脚严重内移, 而高应力软岩巷道的变形特点是围岩松动破裂范围大, 两帮内移严重。因此, 必须采取措施控制帮的变形, 减小支护结构帮部承受的载荷, 充分发挥支护结构的整体承载能力, 有效地控制高应力软岩巷道围岩强烈变形。
3 补偿原理应用实例
淮北矿业集团芦岭煤矿Ⅱ8210轨道上山, 设计断面3.4 m×2.9 m, 经多次维护, 围岩十分破碎。围岩岩性主要为泥岩, 底板围岩松动圈3.5~4 m, 左帮3.5~9.5 m, 拱部3.5~8 m, 右帮3~6 m。根据轨道上山的变形特征及支架失稳机理, 巷道帮部应施工耦合装置, 实现结构补偿, 并提高支架的整体承载能力, 考虑到施工便利, 采用外置式耦合装置, 结合轨道上山围岩条件, 提出合理支护方案。通过现场工业实验, 采用新型支护技术后, 轨道上山经受采动影响后, 围岩移动变形总量不大, 围岩移动变形得到有效控制, 见图6。
参考文献
[1]吕爱钟, 蒋斌松.岩石力学反问题[M].北京:煤炭工业出版社, 1998.
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[3]靳晓光.深埋隧道围岩—支护结构稳定性研究[J].岩土力学, 2005 (9) :1473-1476.
全承载式客车车身结构设计管窥 篇2
关键词：全承载式客车；车身结构设计；客车结构设计
一、客车结构设计的力学理论
与非承载式客车和半承载式客车相比，全承载式客车的车身重量较轻，刚性和结构的强度更高，在进行制造加工时，构件成型过程更加简洁，材料的利用率高，整体的重心较低，车子的稳定性好。全承载式客车最大的优势就是其较高的被动安全性。但是，如果不注意车身机构的传力路线，就无法体现出全承载式客车相对于其他两种类型客车的优点，会浪费制造材料，也无法保证安全性。因此，在研究全承载式客车的车身结构时，就要对车身结构的传力路线进行分析。
非承载式、半承载式和全承载式这三种客车的分类是按照客车的车身结构的承载方式来划分的。非承载式和半承载式客车都有一个较为明显的底盘大梁，但是全承载式客车的底盘是直接安装在车身的结构上的，整个车身具有整体性，是一体的。由于全承载式客车的车身结构是由小截面的管材焊制成的。这种小截面的管材沿杆向力的承受能力较强，但是抗弯曲能力较弱，易发生形变，因此应在进行结构设计时，通过巧妙合理的设计，将管材所承受的弯曲力转化为沿杆向力，来保持车身结构的稳定性。所以，在进行设计时应更重视强度问题，而不是刚度，在进行车身结构的设计时用“强度理论”进行控制。使全承载式客车的车身结构满足并实现其对强度的要求，增强车辆的整体性能。
二、 全承载式客车的车身结构设计
（一）车身结构设计
由于全承载式车身结构主要是由小截面的方钢结构构成的，这种结构应对承载的力进行设计和转移。通过精密的计算和测试，来确定车身结构的承重力分布，探究出管材的形变规律，来对整体的结构进行调整，使承受力进行转变，降低管材的形变度，增强整体结构的强度。在设计的过程中还要注意以下几个问题。
1.检验和计算车身骨架结构的强度，保证不会发生一定程度的形变，保持整体车架结构的稳定性。
2.检验和计算车身骨架结构的刚度，来满足舒适度和其他装配部件的要求。
3.对车身结构进行NVH分析和计算，来使得车身保持一定的动态性。
4.对结构进行优化设计并选取适当的材料，降低车身的重量。
如果时间和精力允许的话，最好可以在进行结构设计时，加入碰撞和侧翻的分析，来进行动态状况的预测并根据设想来进行计算，将实际的数据与车体测算出的数据结合分析，再进行设计，能够更好地增强车辆的安全性。
（二）前后围结构设计
前后围结构能够连接侧围骨架和车顶骨架，使车体相连，构成一个刚性的框架。还能安装和固定玻璃、灯具、刮水器等设备。还能在车辆发生碰撞时，起到一个保护作用，是车辆的安全保护部件。所以在对前后围结构进行设计时，应注意以下几点。
1.在进行前后围结构的设计时，要注意设计合理的结构，设计车辆侧围与车顶的连接，确保车辆的整体性。注意车辆侧围与整体车架的连接，确保车体结构的刚性。
2.设计并计算前后围的骨架，使之能与玻璃钢进行贴合，还要注意与前后窗的安装接口保持良好的贴合度，确保窗户准确安装，不会发生挤压。
3.设计时，要注意加强前围的承载性，注意前围的形状设计，一定要抗挤压，抗撞击，将侧围与底架设计为一个整体，增强车辆的抗撞击能力。尤其是在与较低的轿车发生撞击是时，可以有效地预防在撞击发生后，一些物体进入车内对乘车人员造成二次伤害。以此来提升车辆的安全性。
（三）车顶结构设计
车顶结构有着连接侧围和前后围的作用，是整个车辆形成一个封闭的整体。车顶结构还起到了承受负载，承受行驶中产生的部分压力。所以，要从这三点出发，来对车顶进行设计。
1.将车顶的弧杆件对应侧窗进行布置，更好地对行驶中承担的压力进行传递，增强稳定性。
2.对于车顶弧杆件，要选取适当的尺寸规格，来提升抗扭曲、抗弯的能力。在保证车顶的弧杆件能够使车顶具备一定的强度和刚度时，可以适当地减少一些不必要的弧杆件，来减少车顶的重量，进行结构的优化设计，并减少焊接工作的不必要的工作量。
3.在进行车顶的结构设计时，要对车顶弧杆件的结构进行合理的设计和搭配，来保证弧杆件贯穿车顶，这样能够有效地提升车顶的抗扭曲性，提升整个车架的刚度。
4.由于车顶的纵梁作用较小，对维持整体结构的稳定性的贡献较低，在选取材料时，可以选取规格较小的纵梁，提升车顶空间的利用率，减少车顶的重量。并综合考虑其他设备的安装空间，来对纵梁的放置位置进行设计，当支撑的强度达到标准后，适当地减少一些不必要的纵梁，来减轻车体的重量。
通过对整个全承载式客车车身结构的设计后，还要进行相关的理论计算和试验验证。通过理论计算，来计算整个车身结构的着力点、受力的分布规律，来为接下来的调整提供数据支持。仅仅是设计是不够的，试验是必须的。实践才是检验真理的唯一标准。通过试验来检验出设计上的不足，并及时地对存在问题的地方进行处理，进一步地进行优化设计，大幅度地提升车辆的性能。
三、总结
作为我国未来客车发展的主流，全承载式客车的车身结构十分重要。应从设计上提升全承载式客车车身结构的稳定性、安全性，并在进行设计时考虑到加工制造方面的难点，更好地优化全承载式客车的性能，提升客车的安全性，进而提升我国交通的安全性。
参考文献：
[1]王志芬.混合动力全承载客车车身结构设计与分析[D].郑州大学，2014.
[2]杨磊.某大型全承载式客车的轻量化研究和改进设计[D].吉林大学，2013.
[3]彭湖.全承载全铝客车车身轻量化研究[D].湖南大学，2012.
[4]朱强.全承载式客车车身结构设计概述[A]. 重庆市人力资源和社会保障局.重庆市专业技术人才知识更新工程项目——“汽车轻量化及零部件可靠性设计技术”高研班论文集[C].重庆市人力资源和社会保障局，2014：3.
承载结构补偿 篇3
本文通过比较主体结构设计时是否考虑围护结构承载作用, 对地下结构设计方案进行优化, 达到节省空间、节约成本的目的。
1 工程概况
某市在市中心区域建设步行街和地下商业街, 地下商业街为地下2层框架结构, 全长约1 km, 宽度约20 m, 顶板覆土约3 m, 结构全高为12 m, 基坑开挖深度约15 m。
根据地质勘查报告, 工程场地地形平坦, 上覆土层主要由原路面混凝土、杂填土、粉砂、卵石、淤泥质土和白云岩组成, 设计计算地下水位取地面以下1 m。基坑开挖围护结构采用800 mm@950 mm钻孔灌注桩+800 mm高压旋喷桩止水帷幕+609 mm钢管内支撑, 钻孔桩嵌入基坑底完整岩石深度为3.4 m, 高压旋喷桩止水帷幕深度为地面至完整中风化岩层以下1 m, 基坑围护结构形式及钻孔柱状图如图1所示。
2 计算原则及方法
地下商业街主体结构设计使用年限为50年, 迎土面混凝土构件的环境类别为二-a, 内部混凝土构件的环境作用等级为一类, 相应的钢筋混凝土结构的裂缝允许开展宽度迎土面为0.2 mm, 背土面为0.3 mm, 进行裂缝计算时, 取荷载准永久组合“恒载×1.0+活载×0.6”。主体结构计算尺寸如表1所示, 主体结构计算荷载取值如表2所示。
mm
计算软件采用SAP84-V6.5, 分别按不考虑围护结构承载作用、按经验考虑围护结构承载作用、建立围护结构和主体结构共同承载模型进行计算分析。
3不考虑围护结构承载作用
不考虑围护结构承载作用时, 采用平面框架计算, 土层对结构的作用采用分布水土压力及一系列不能受拉的弹簧进行模拟, 水土侧压力直接作用在结构外墙上, 围护结构的承载作用作为结构安全储备, 计算时不考虑, 将结构视为底板置于弹性地基上的平面框架进行分析, 计算模型简图如图2所示, 计算荷载取值如表2所示。
按设计使用年限50年, 取荷载准永久组合计算不考虑围护结构承载作用时主体结构弯矩, 计算结果如图3所示。
4按经验考虑围护结构承载作用
按经验考虑围护结构承载作用时, 计算模型与不考虑围护结构承载作用时计算模型相同, 如图2所示。按经验考虑围护结构承载, 根据围护结构的形式及围护结构与主体结构外墙刚度比, 围护结构分摊一部分岩土侧压力, 分摊后结构外墙按承受100%水压力+25%岩土侧压力进行计算, 外墙承受的岩土侧压力取值如表3所示, 其他计算荷载取值如表2所示。
k N/m
按照设计使用年限50年, 取荷载准永久组合计算按照经验考虑围护结构承载作用时主体结构弯矩, 计算结果如图4所示。
5 围护结构与主体结构共同承载
围护结构与主体结构共同承载时, 根据围护结构形式, 把围护结构模型加入到原计算模型中, 建立围护结构与主体结构共同承载的计算模型。计算模型中, 围护结构计算刚度按50%折减, 围护结构与主体结构共同承载, 岩土侧压力作用于围护结构之上, 而不是直接作用于主体结构外墙, 计算模型简图如图5所示, 计算荷载取值如表2所示。
按设计使用年限50年, 取荷载准永久组合计算围护结构与主体结构共同承载时主体结构弯矩, 计算结果如图6所示。
6 对比分析
对比不考虑围护结构承载作用、按经验考虑围护结构承载作用、建立围护结构和主体结构共同承载模型进行计算时, 荷载准永久组合下结构外墙各控制点弯矩值如表4所示。
将三种计算方法计算出的结构外墙各控制点弯矩值绘制成折线图进行比较, 如图7所示。
根据图7所示, 不考虑围护结构承载作用时, 结构外墙各控制点弯矩绝对值较大, 而按经验考虑围护结构承载和建立共同承载计算模型时结构外墙各控制点弯矩绝对值明显减小, 减小幅度约为20%, 且后两种方法计算出的弯矩折线图具有很高的相符度。
按围护结构和主体结构共同承载计算结果, 进行结构外墙配筋计算, 当配置钢筋为直径28 mm间距150 mm时, 结构外墙最大裂缝为0.177 mm, 满足要求。如按不考虑围护结构承载作用计算结果进行结构外墙配筋计算时, 当配置钢筋为直径28 mm间距150 mm时, 结构外墙最大裂缝为0.218 mm, 不满足要求, 需增加结构外墙厚度或加大配筋。
不考虑围护结构承载作用时, 采取了太多的不合理安全储备措施, 造成各方面资源的浪费, 不符合时代发展的要求;按经验考虑围护结构承载作用时, 虽然节省了空间和成本, 但是无理论依据, 结构安全性和可靠性得不到保证;建立围护结构与主体结构共同承载模型进行计算, 是在保证结构安全的前提下, 合理减小外墙厚度和配筋, 既经济又保证了结构的安全。
7 结语
1) 建立围护结构和主体结构共同承载模型进行计算的设计方法符合实际, 与经验方法相符合, 为经验方法提供了理论依据。
2) 地下结构设计时考虑围护结构的承载作用是设计创新、技术进步的体现, 符合时代的发展, 在保证结构安全的前提下, 合理减小外墙厚度和配筋, 能够节省空间、节约成本, 具有良好的社会经济效益。
摘要：结合某市地下商业街结构设计实例, 通过比较不考虑围护结构承载作用、按经验考虑围护结构承载作用、建立围护结构和主体结构共同承载模型进行计算分析, 对地下结构外墙设计进行了优化, 并研究了考虑围护结构承载作用对地下结构外墙设计的影响, 提出了围护结构与主体结构共同承载的设计创新方法, 既保证设计方法符合实际, 同时又为经验方法提供理论依据。
关键词：围护结构,计算模型,地下结构,设计创新
参考文献
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[3]王卫东, 沈健.基坑围护排桩与地下室外墙相结合的“桩墙合一”的设计与分析[J].岩土工程学报, 2012, 34 (sup) :303-308.
[4]胡耘, 王卫东, 沈健.“桩墙合一”结构体系的受力实测与分析[J].岩土工程学报, 2015, 37 (S2) :197-201.
桥梁结构检测及其承载力评定 篇4
通过对桥梁的全面检测,系统地收集当前桥梁技术数据,积累技术资料,为充实桥梁数据库、加强桥梁科学管理和提高桥梁技术水平提供必要条件;通过合理设计检测的方法,辅以布设长期监测设备,逐步建立桥梁健康监测系统,确保桥梁长期安全运营,以发挥其最佳经济效益和社会效益。
1 现行桥梁承载力评定方法
目前对于桥梁承载力的评定可分为4类:病害调查经验评定法,综合分析法,分析计算法,荷载试验法。
1.1 病害调查经验评定法
这一方法的主要依据是JTJ 073-96公路养护技术规范。在桥梁检查的基础上,通过对桥梁的技术状况及缺陷和损伤的性质、部位、严重程度和发展趋势的调查,弄清出现缺陷和损伤的主要原因,分析和评价既存缺陷及损伤对桥梁质量和使用承载能力的影响,并为桥梁维修和设计提供可靠的技术数据和依据。这种方法要求现场检查人员必须具有丰富的工程经验和专业知识。
1.2 综合分析法
此方法是在桥梁检查的基础上,采用无破损方式测定混凝土强度、混凝土碳化深度、混凝土氯离子含量、混凝土电阻率、钢筋混凝土保护层厚度和结构混凝土中钢筋锈蚀状况,进行折减后的结构承载力验算,综合分析计算结果和结构裂缝等外观条件,评定结构材料状况。
1.3 分析计算法
首先对被检定的桥梁结构进行检查(收集资料、现状检查、材质与地基的检验等),然后将检查所得的有关资料和检验测量结果,运用桥梁结构计算理论及有关的经验系数进行分析计算,从而评定出桥梁的安全承载能力。
随着计算机技术特别是钢筋混凝土有限元理论的发展,有限元计算法引起了各国学者的重视。编制有限元计算程序或采用通用的有限元分析软件,用计算机模拟实际桥梁的荷载试验,计算桥梁的实际承载力,评定步骤如下:1)桥梁调查;2)确定加载形式并划分单元;3)分级加载计算;4)评定承载力。
1.4 荷载试验法
桥梁结构荷载试验是对桥梁结构物工作状态进行直接测试的一种检定手段,是对桥梁结构性能最直观、最可靠的检测方法。按施加荷载的类型可分为静载试验和动载试验,我国在这方面有成熟的方法和标准。桥梁结构静载试验是按照桥梁的设计荷载等级,根据荷载的最不利位置布置静载,或者根据桥梁结构的控制内力确定荷载及其位置,对桥梁结构进行加载,静载试验的加载量一般为设计荷载的0.8倍～1.0倍,试验前应先进行估算。
2 桥梁检测方法
1)静态检测方法。静力荷载试验就是将静止的荷载作用于桥梁上的指定位置,以便能够测试出结构的静应变、静位移以及裂缝等,从而推断桥梁结构在荷载作用下的工作状态和使用能力的试验。通过这些与桥梁工作性能有关的参数,可以分析得出结构的强度、刚度及抗裂性能,据此判断桥梁的承载能力。
2)动态检测方法。动力荷载就是将行驶的汽车荷载或其他动力荷载作用于桥梁结构上,来测出结构的动力特性,从而判断出桥梁结构在动力荷载下受冲击和受振动影响的试验。其试验的目的在于测定结构的动力特性。
3 结构性能状况检测
3.1 基于动载试验的桥梁结构状况检测
桥梁结构的动力特性是与结构的组成形式、刚度、质量分布和材料性质等结构本身的固有性质有关,而与荷载等其他条件无关的性质。桥梁的模态参数是整个结构振动系统的基本特性,它是进行结构动力分析所需的参数,其结果不仅可以用来分析结构动载作用下的受力情况,而且为桥梁承载力状况评定提供重要指标。
1)固有频率的测定。对于比较简单的结构,只需结构的一阶频率,对于较复杂的结构动力分析,还应考虑第二、第三及更高阶的频率。桥梁固有频率可以直接通过测试系统实测记录的功率谱图上的峰值、时域历程曲线等确定。由基频还可以推算承重结构的动刚度。
2)阻尼。桥梁结构的阻尼特性一般由对数衰减率或阻尼比来表示,可由时域信号中的振动衰减曲线求得。另外,也可以从功率谱图中用半功率带宽法来计算阻尼,一般测试系统软件均可完成此类分析。
3)振型。一般桥梁结构的基频是动力分析的重要参数。传感器测点的布置根据不同的结构形式,通过理论分析后确定。振型的测定一般采用两种方法,一种是使用多个传感器测定,另一种是使用一个传感器变换位置测量,这种情况下需要一个作用参考点,测试时比较繁琐。在条件限制时使用,一般应采取第一种方法测试。
4)冲击系数。冲击系数μ为冲击力与汽车荷载之比。对于线弹性状态下的结构来说,动荷载产生的荷载效应与静荷载产生的荷载效应之比即为1+μ。因此,冲击系数的测试通常采用测定结构动应变或动挠度的方法。测试前,在梁的跨中(或最大变位、应变处)布置电阻应变片式的位移计或应变计,并通过动态应变仪与电脑相接。试验时,由加载车辆以某一速度从测点驶过,记录其输出应变随时间变化的实时信号。一般情况下,应测试记录多种车速下的输出应变结果,以做分析比较。
3.2 基于人工神经网络的桥梁结构状况检测
现实中桥梁处于一个复杂的动态系统中,影响结构安全性、适用性及耐久性的因素多,各影响因素之间的关系也存在着大量的不确定性和模糊性。传统的桥梁结构评估方法不能很好地处理这些不确定性因素的影响,而人工神经网络方法却能实现从输入参数到输出参数之间的非线性映射,非常适合于非线性很强的混凝土桥梁结构损伤诊断。
1)人工神经网络。
人工神经网络(Artificial Neural Networks,ANN),一种模仿动物神经网络行为特征,进行分布式并行信息处理的算法数学模型。这种网络依靠系统的复杂程度,通过调整内部大量节点之间相互连接的关系,从而达到处理信息的目的。人工神经网络是并行分布式系统,采用了与传统人工智能和信息处理技术完全不同的机理,克服了传统的基于逻辑符号的人工智能在处理直觉、非结构化信息方面的缺陷,具有自适应、自组织和实时学习的特点。
2)结构等级评估输入参数。
混凝土材料方面:a.截面损失程度:由于混凝土在空气中的碳化作用,碳化部分将不参加构件的工作,因此构件截面减小。此参数以混凝土碳化深度与构件实际尺寸的比值来衡量。b.混凝土强度损失程度:混凝土强度随时间而降低。此参数以混凝土强度下降程度来衡量。c.开裂程度:对大部分结构,允许在规定范围内带裂缝工作,但是裂缝的产生和扩展对结构的抗弯能力及钢筋的保护有很大影响。此参数用裂缝宽度可靠指标与允许可靠指标的比值来度量。动力特性方面:a.固有频率下降,由于长期运营,桥梁的固有频率、刚度随时间增加有逐渐减小的趋势,其竖向刚度降低较快;b.桥梁刚度下降,内部混凝土出现疲劳,产生了塑性变形,大大降低了桥梁刚度。
3)结构等级评估输出参数。通过人工神经网络系统的反
复训练,可以输出y值,根据《公路旧桥承载能力鉴定方法》(试行)中划分的4个等级来评估结构等级。y体现不同的破损程度,数值越小,破损程度越小。评估等级与y取值的对应关系:a.一级,0.00<y≤0.05,满足国家规范要求,不必采取任何措施;b.二级,0.05<y≤0.15,略低于国家规范要求,但不影响正常使用;c.三级,0.15<y≤0.35,不满足国家规范要求,影响正常使用,应采取维修加固措施;d.四级,0.35<y≤1.00,严重不满足国家规范要求,是危桥,须及时采取措施。
4 结语
桥梁检测是一项复杂而细致的工作,不仅要求工作人员有丰富的实际现场经验,而且同时需要坚实的理论基础作为指导。与此同时,新材料、新工艺、新结构形式的采用也越来越多,为了积累这方面的工程经验,我们有必要做一些检测工作。另外,对出现病害的桥梁也需要做鉴定以评价其安全指标。因此只有把理论和实际充分结合起来,再加上指挥者与各试验人员之间的默契配合,才能做好检测工作并取得满意的数据,也只有这样才有可能做出准确的评估。
参考文献
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[2]李荣均.桥梁结构检测及其承载力评定[D].北京:北方工业大学2,004.
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[4]徐犇.桥梁检测与维修加固百问[M].北京:人民交通出版社2,002.
桥梁结构承载力加固原理分析 篇5
关键词：被动,主动,加固,承载力,原理分析
改革开放以来, 我国开展了大规模的桥梁建设, 截至2011年底桥梁总数已达658126座, 合计长度30483094延米。然而随着在役桥梁使用年限的增加, 部分桥梁的病害问题逐渐显露, 桥梁的改造维修加固工作日益提上日程。预计未来10年, 随着我国高等级公路网的不断完善, 新建工程将逐渐减少, 桥梁的养护、维修、加固及改造工作将成为主流。
对于桥梁出现的病害问题, 一方面需要从设计理念和施工方法上查找原因, 一方面需要及时采取加固改造措施予以补救。对桥梁病害的诊断如同给人医病, 唯有正确把握病因所在, 才能做到对症下药与药到病除。桥梁加固设计按其性质分为, 承载力加固、使用功能加固、耐久性加固和抗震加固四种情况。其中承载力加固是桥梁改造加固设计的核心, 意在提高结构的正截面抗弯和斜截面抗剪承载力。
2006年哈尔滨工业大学张树仁教授提出, 并极力倡导桥梁主动加固设计思想, 这一思想正被越来越多的工程技术人员和学者所熟知并接受。笔者在阅读其论著基础上进行了一定的思考, 本文从被动和主动加固两种思想入手, 讨论桥梁结构承载力加固的受力特点、原理以及有限元模拟问题。
1 被动加固法综述
桥梁加固一般均采用带载加固, 即结构是在承受较大的自重与二期恒载作用下进行加固补强的。与此同时加固、改造前原有结构已具有一定的变形, 在后期活荷载 (车辆荷载) 作用下构件新增部分的应力 (应变) 一般低于原结构, 即存在着变形协调、协同工作的问题, 这对加固后结构的力学行为产生较大的影响。
1.1 被动加固的受力特点
加固后的“组合结构”必须考虑分阶段受力的特点, 即一期荷载 (结构自重与二期恒载) 由原结构承担, 二期荷载 (活荷载) 由加固后的“组合结构”承担, 后加补强材料的强度发挥程度受原结构变形的限制。比如在梁的受拉区直接粘贴钢板或其他高强复合纤维, 后加补强材料只承担活荷载和后加恒载引起的内力, 与原梁的钢筋相比, 其应力 (应变) 相对滞后, 在极限状态时其应力很难达到抗拉强度设计值, 抗拉性能难以充分发挥, 这属于被动加固的范畴, 也是桥梁加固设计与新建结构最大的区别。
1.2 相应的技术措施与原理
1.2.1 增大截面加固法
增大截面加固法具体包括:增加受力钢筋主筋截面、加大主梁混凝土截面、加厚原桥面板和锚喷等方法。增焊主筋加固法适用于桥下净空受限制, 不能增大截面尺寸的情形。增大梁肋加固法通常是将梁的下缘加宽加厚, 以增大截面尺寸, 并在新混凝土截面中增设受力主筋。桥面加厚补强法适用于原桥承载力不足, 截面尺寸过小, 而下部结构较好, 承载力较高的情形。有时, 为便于施工, 可将原桥面铺装拆除, 在桥面板上浇筑一层新的钢筋混凝土补强层, 以提高原梁的截面受压区高度, 进而提高结构的承载力。喷射混凝土加固法适用于原桥主梁截面尺寸过小, 下缘由于主拉应力超过容许值而出现裂缝, 桥下净空允许时的情形。
1.2.2 粘贴加固法
粘贴加固法通常包括:粘贴钢板加固法、粘贴钢筋加固法、粘贴玻璃钢加固法、粘贴碳纤维布加固法等。钢板补强法是在钢筋混凝土结构物的受拉区或薄弱部位粘贴钢板, 使之与原结构形成整体, 用以代替需增设的补强钢筋, 限制裂缝开展, 改善原结构的应力状态, 进而提高原梁的承载力。粘贴钢筋加固法适用于原结构抗拉强度较低, 受拉区产生裂缝的情形。粘贴钢筋具有与原结构物粘贴性能较好、加工成型容易、加固效果明显的优点。碳纤维布因其具有质轻、耐腐蚀、片材薄抗拉强度高等优点, 故被视为梁式桥加固补强的首选方法。
1.2.3 增加辅助构件加固法
对于下部结构安全性能好、承载力高的情形, 可采用增设承载力高且刚度大的新纵梁, 用以分担原梁承受的荷载, 间接起到提高结构承载力的目的。此加固法通常与路线的拓宽改建相结合。
1.2.4 改变结构体系加固法
即通过改变桥梁结构体系以改善原梁的内力分布, 例如:在简支梁下增设支架或桥墩;简支梁变为连续梁加固;在梁下增设钢桁架等的加劲梁或叠合梁;改小桥为涵洞等。
虽然采取的技术措施不尽相同, 但加固的基本原理是一致的。即通过新增构件来分担原梁的荷载, 通过卸载来提高承载力;或由于补强材料的引入使结构的几何特性 (如截面惯性矩或抗弯模量) 增加, 以减少原梁承受的拉力。
1.3 有限元模拟举例
原桥为跨径25m的预应力混凝土简支T梁桥 (图1) , 全桥宽10m, 横向由5片T梁组成, 梁高1.7m, 混凝土现浇层80mm, 沥青铺装层100mm。按全预应力构件设计, 设计荷载等级为公路Ⅱ级, 设计安全等级为一级。
为了能够更真实、客观地反映出加固效果, 在杆系结构模型的基础上再建立实体模型, 采用Midas/FEA有限元软件分别对粘贴钢板加固法、粘贴碳纤维加固法进行数值模拟计算, 实体单元采用以8节点6面体为主的实体单元, 边界条件采用一般简支边界条件。T梁加固前实体结构有限元计算模型如图2所示。
假定T梁与钢板之间有可靠连接, 即不考虑其相对滑移。钢板采用板单元来模拟, 板单元与T梁实体单元采用共节点办法处理。鉴于T梁加固的分阶段受力特点, 采用Midas/FEA自带的施工阶段分析来模拟。第1阶段, 把结构组中原结构单元激活, 边界组中一般支承激活, 荷载组中自重、二期恒载激活;第2阶段, 把钢板单元激活;第3阶段, 施加车道荷载。对于碳纤维布的模拟可采用平面应力单元, 该单元只承受拉力。
2 预应力主动加固法综述
预应力主动加固法是指对布置在被加固构件受拉区 (或抗剪薄弱区) 的后加补强材料施加预应力, 通过预应力的作用, 改善原梁的受力状态, 提高原梁的承载力和抗裂性能。桥梁结构预应力加固的主要形式有, 体外预应力加固、高强复合纤维预应力加固、有粘结预应力加固三种。限于篇幅, 本文仅讨论体外预应力加固。
2.1 体外预应力筋的布置
采用折线形布置的体外筋加固简支T梁或I梁时, 若用直接方式对梁体施加预应力, 则需设转向装置, 转向装置一般采用梁底滑块或利用1/4跨的横隔板做U形承托转向, 但边梁外侧还要新增钢结构的肋行隔板, 以便设置U形承托 (图3 (a) ) 。完全没有横隔板时, 在1/4跨附近腹板下部两侧新增钢转向装置 (图3 (b) ) 。
对于简支T梁或I梁, 也可采用间接方式施加预应力。如先在梁的两端腹板下部设临时锚座, 直线布筋后对梁体施加压力, 张拉参数到位后保持张拉力恒定, 然后在梁底粘贴纤维复合材料, 如碳纤维布等。在粘贴胶完全固化达强度要求后, 放松及卸去临时张拉及锚固体系, 利用胶的粘贴强度将预加应力传递给碳纤维布承受 (图4) 。
对于等截面的肋板式连续梁桥, 可在1/4跨附近的横隔板下增设转向设施;如果没有横隔板, 则要在梁底增设转向块, 让体外索绕过转向装置, 两端弯起锚固或绕过支点横隔板, 纵向称为多支点的折线形布置, 横向对称紧靠梁肋布置 (图5) 。
对于连续箱梁桥, 一般采用折线形布置的体外索或体内索加固。采用体外索时, 在1/4跨附近的箱内腹板与顶、底板上设置钢结构的肋板式转向装置, 而在墩顶横梁上开槽孔让体外索偏转。索的两端锚固于端横隔板上, 必要时增设端锚横梁 (图6) 。如果梁跨分布较多, 可分跨在墩顶横梁处交叉锚固, 索在箱内靠箱梁腹板内侧对称布置。
2.2 受力分析和计算特点
对承载能力极限状态的计算来说, 包括正截面抗弯承载力和斜截面抗剪承载力计算两部分。原则上应按《桥规》 (JTG D62) 给出的公式计算。但是极限状态下体外预应力筋的应力取值, 应考虑体外预应力筋无粘结的特点, 其应力一般达不到材料的抗拉强度设计值。
《桥梁加固规范》 (JTG/T J22) 给出的体外预应力水平筋的极限应力计算公式是
NS——构件失效时形成的塑性铰数目, 对于简支梁NS=0, 对于连续梁NS=n-1;n为连续梁的跨数;
li——两端锚具间体外预应力筋 (束) 的总长度, 对于简支梁取li=le;
hpe——体外预应力筋 (束) 合力点到截面顶面的距离;
Epe———体外预应力筋 (束) 的弹性模量;
fpd———体外预应力筋 (束) 的抗拉强度设计值;
c———截面中性轴至混凝土受压区顶面的距离;
截面中性轴到混凝土受压区顶面的距离C与截面受压区形状有关, 分别按下式计算:
式中:fcu, k———混凝土立方体抗压强度标准值;
Ape———体外预应力筋 (束) 的截面面积;
3 结论与展望
纵观近年来桥梁加固的市场行情, 笔者认为总体特点是开发的加固技术和相应的补强材料较多, 而对各自加固机理的研究则相对滞后。具体结论与展望如下:
3.1 对桥梁使用状况及承载能力进行综合评价是对桥梁做出维修、加固改造计划的主要依据, 而这是一项较为复杂的工作。
目前, 对桥梁承载能力评价, 常用的方法有市场调查法、理论分析计算法, 以及两者相结合的方法。剩余承载力的确定将直接影响后续加固工作。
3.2 对于已经开裂或损坏严重的梁体, 其正截面的应力分布已不满足平截面的假定, 甚至变形已进入塑性, 那么此时承载能力的计算理论以及对承载力提高值的评定, 有待进一步探讨。
对于工程应用来说, 讲求的是实用、高效, 通过理论的提升来指导实际应用已越发迫切。编制一套有限元程序, 尤其是杆系结构有限元程序来分析和模拟加固过程势在必行。
3.3 体外预应力筋耐火性差、易损坏, 且在车辆荷载的反复作用下还会因疲劳破坏而产生断筋现象, 这一过程是无预兆的, 同时一旦锚头失效, 就意味着预应力丧失, 这一后果是严重的, 加固后应严防锚头失效。
转向块的安装误差会造成预应力的摩阻损失, 同时后加预应力的张拉也会对原预应力筋造成应力损失, 而这一损失很难定量计算。
3.4 对于简支梁的加固来说, 可以理解为加固后的“组合结构”是一个带柔性拉杆的内部超静定混合体系, 可运用结构力学方法求解活荷载作用下的体外预应力筋的增量 (即超静定力) , 然后将其与活荷载一起作用于基本结构 (钢筋混凝土梁) 上。
输电塔架结构的极限承载力分析 篇6
关键词：输电塔架,有限元模型,非线性分析,极限承载力
1 引言
输电塔架是一种重要的生命线电力工程设施。随着电压等级不断提高,输电线路塔架的高度和档距也随之增加,输电塔架所受到的风荷载越来越大,而对于输电塔架而言,除了自重及导地线荷载之外,风荷载是结构最重要的外荷载。尤其对直线塔而言,风荷载在所有荷载组成中所占的比重更大,因此对输电塔结构在风荷载作用下结构的极限承载力深入研究显得尤为重要,这样才能更加准确地确定结构安全储备值,这也直接影响着输电线路的安全性和经济性。作者选取了西宁地区一座330kv紧凑型输电塔架为实例模型,利用有限元分析软件ANSYS对其极限承载力进行分析,并描述了塔架在超载情况下结构的破坏过程。
2 实例输电塔架模型参数
在本文研究过程中,选取吉林地区一座单回路330k V紧凑型直线塔作为实例模型来研究输电塔架。该塔呼称高41m,总高44m,其三相导线呈倒三角形排列,单线图及几何尺寸如图1所示。
3 实例输电塔架的有限元计算模型
1)ANSYS程序中的有限元模型
采用ANSYS有限元分析软件建立实例塔架的桁梁混合有限元力学模型,其中空间单元采用Beam188单元模拟,空间杆单元采用Link8模拟。模型中弦杆和主腹杆取为空间梁单元,次辅杆取为空间杆单元,没有删除任何辅助杆件,其中梁单元的截面方向严格按照设计施工图中的布置来建模。该模型共用了616个节点和1454个单元,其中杆单元583个,梁单元871个。
分析时考虑了几何非线性和材料非线性。材料采用Q235钢和Q345钢,计算时两种钢材均采用了材性试验实测的材料弹性模值E和屈服强度值(E=2.06×105MPa,fy=235MPa,fu=375MPa;E=2.06×105MPa,fy=345MPa,fu=510MPa),材料假定为弹塑性材料,服从Von-Mises屈服准则,材料塑性按多线性等向强化考虑(如图2、图3所示),将牛顿-拉斐逊(Newton-Raphson)和线性搜索技术(Line Search)、应用预测(Predictor)自适应下降(Adaptive Descent)等加速收敛技术有机结合,建立非线性平衡求解方法。收敛准则为位移及不平衡节点力收效准则。
2)加载方法
为了计算塔架的整体稳定承载力,本模型采用增量加载方式,在设计荷载的基础上继续在各个加载点上施加荷载,所有加载节点Z方向的荷载保持不变,X,Y方向的荷载以线性方式按比例增加,直到铁塔破坏,程序无法收敛为止。这时候结构所能承担的最大荷载即可认为是塔架的稳定极限荷载,它以设计荷载的倍数形式出现。即为n·Pd,n为荷载倍数,Pd为设计荷载。
4 有限元计算结果及分析
1)塔架顶点全过程位移分析
mm
从图4中可以看出,结构的顶点荷载步-位移曲线与前面定义的钢材应力应变曲线很相似。结构在不断增加的荷载作用下,表现出明显的弹性和塑性性质。
仔细分析发现,结构在荷载步2.98Pd作用以前,荷载与位移基本上成一条直线,结构由此可分为弹性和屈服阶段。
弹性阶段从荷载步0Pd~2.98Pd,在这个阶段,荷载与变形基本成正比变化,符合虎克定律,在图中近似表现为一条斜直线。从后面的主材受力可以看出,结构的杆件没有发生屈服,可以认为结构在2.98Pd荷载步是达到整体弹性荷载。
屈服阶段从荷载步2.98Pd~3.11Pd,在这个阶段,作用在结构上的荷载与变形不成正比变化,位移在小增量荷载作用下迅速变大,结构的塑性性质非常明显。从主材受力表(见表2)可以看出,塔架的某些杆件已经达到或超过屈服强度,当达到3.11Pd时,计算已不能收敛,说明结构的整体刚度发生变化,结构整体丧失稳定承载力而破坏。
因此,可以认为塔架结构在该荷载工况下的极限承载力为3.11Pd,此时顶点的总位移为0.91m。
2)塔架强度破坏与塑性变形全过程描述
从受拉应力、应变表(见表2、表3)可以看出:
在荷载步2.98Pd时,受拉主材没有出现超过材料屈服应力的情况。此时的最大拉应力为330.2MPa。
在荷载步2.99Pd时,杆件263和杆件264的应力超过材料屈服应力,分别为347.8MPa、346.9MPa。同时,它们依次出现塑性变形,最大塑性应变出现在杆件263处,应变值为4.0e-5。
在荷载步3.10Pd时,大部分受拉主材的应力超过材料屈服应力,最大值为357.9MPa,出现在杆件263处。同时,有更多受拉主材出现塑性应变,最大塑性应变杆件仍然是263,应变值为4.6e-3。
在荷载步3.11Pd时,下曲臂以下几乎所有受拉主材的应力超过屈服应力,最大应力值为365.4MPa,出现在杆件264处。此时,几乎所有的受拉主材也出现了塑性应变,最大塑性应变值为2.0e-2,出现在263和264处。
由此可知,在该荷载工况下,杆件263和264是受拉主材中最危险杆件。
从受压应力、应变表(见表4、表5)可以看出:
在荷载步2.98Pd时,受压主材没有出现超过材料屈服应力的情况,结构处于完全弹性工作阶段。此时的最大压应力为340MPa。
在荷载步2.99Pd时,杆件271和272的应力超过材料屈服应力,分别为351.4MPa和350.3MPa,并且产生了塑性应变,其值分别为-4.1e-4和-3.6e-4,说明这两根杆件已开始失稳。此时结构的整体刚度发生变化,但由于考虑了几何非线性,结构模型仍然能够继续计算。
在荷载步3.10Pd时,有越来越多杆件的应力超过材料的屈服应力并进入塑性阶段,最大的应力366.2MPa,最大的塑性应变为-2.0e-2,发生的杆件为271,和其刚开始失稳时的塑性应变相比,其值约增大了200倍。
在结构破坏荷载3.11Pd时,下曲臂以下的几乎所有受拉主材超过屈服应力和出现塑性应变,此时还是271杆件的应力和塑性应变最大,分别为370.4MPa和-3.2e-2。同时杆件开始失稳破坏,导致结构整体刚度出现奇异,结构在下一个荷载步中结构整体失稳破坏,计算无法收敛。
5 结语
通过对塔架结构在0°大风工况下的几何、材料双重非线性有限元分析,得到:
1)结构的极限荷载为3.11Pd(Pd为正常设计荷载);
2)塔架结构在正常设计荷载下,结构的荷载为一曲线满足线性关系,在超载3.10Pd,3.11Pd倍的情况下也近似满足线性关系,说明塔架具有较高的强度储备和结构刚度。
参考文献
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承载结构补偿 篇7
某活动中心网架屋盖采用正放四角锥网架空间结构体系,网架平面尺寸为20.0m×34.0m,基本网格尺寸为3.00m ×3.00m,在网架边跨处尺寸略有变化,局部网格尺寸为 3.65m ×3.00m,网架高度为 2.67m,支承方式采用下弦支承,四边支承于钢筋混凝土框架柱顶托梁上,网架杆件最大尺寸为89×3.7,采用螺栓球节点,所有材质均采用Q235。网架原屋面压型钢板大面积破漏,屋面维修为不影响正常使用,计划原屋面不拆除,在原屋面基础上加覆一层新压型钢板,并在下弦杆节点加挂灯具和装修吊顶。为此,需要在维修改造前对该网架结构进行承载能力验算,以确保改造的可行性。
2 网架有限元建模
网架是一种空间汇交杆系结构,杆件之间的连接可假定为铰接,忽略节点刚度影响,不计次应力对杆件内力引起的变化。由于一般网架均属平板型,受荷后网架在“板”平面内的水平变位小于网架挠度,而挠度远小于网架高度,属小挠度范畴。网架结构的材料都按弹性受力状态考虑,未进入弹塑性状态和塑性状态,因此不考虑材料的非线形性质。
对网架结构的一般静动力计算,其基本假定可归纳为:(1)节点为铰接,杆件只承受轴向力;(2)按小挠度理论计算;(3)按弹性方法分析。网架的计算模型大致分为三种:(1)铰接杆系计算模型;(2)梁系计算模型;(3)平板计算模型。文中采用铰接杆系计算模型,即把网架看为铰接杆件的集合,根据每根杆件的工作状态可集合得出整个网架的工作状态,所以每根铰接杆件可作为网架计算的基本单元[1,2]。依据设计图纸和现场勘测情况,借助有限元结构分析软件Midas建立该网架的空间有限元模型。该有限元模型中的材料常数按规范取值,共有209个节点,756个桁架单元,如图1。
3 网架结构支座约束
该网架支座形式为:四角点采用固定平板支座,其余周边采用加劲板式橡胶支座形式。由于网架支撑的框架柱在Ux、Uy方向形成的框架刚度很大,柱顶侧移相对支座自身剪切变形很小可以忽略。按实际构造情况,所有支撑点均约束竖向Uz自由度,四角支座边界条件约束水平Ux、Uy,其余周边支座应考虑橡胶支座水平方向剪切变形的影响,即可考虑设置弹性水平约束。为简化接触问题分析的复杂程度,在橡胶垫与锚栓接触前后采用以下假定:
(1)橡胶垫、锚栓的变形均在弹性范围内。
(2)支座压力由橡胶垫承担。
(3)相互之间的接触力以水平方向上的分量为主,忽略其它方向上的分量力。
(4)考虑到所用橡胶垫的高宽比很小,弯曲刚度与承压能力很高,不计及橡胶垫的弯曲变形。
(5)忽略支座压力对橡胶垫剪切模量的影响。
根据加劲板式橡胶支座的橡胶垫与锚栓之间的关联状态可以分成三种形式[3]:分离、点接触和线接触。在正常使用条件下要求橡胶垫与锚栓之间保持分离,如图2-a所示,在极端情况下可能出现橡胶垫与锚栓接触的现象,如图2-c、d所示。
a.分 离 b.点接触 c.线接触
在正常使用条件下要求橡胶垫与锚栓之间保持分离关联形式,此时支座水平刚度为:
式中,t是橡胶垫的高度;Ar是橡胶垫的净面积;Gr是橡胶垫的剪切模量。
点接触及线接触计算较分离式状态复杂。考虑到原设计支座富余量较大,且现场检查支座为发现支座橡胶片产生明显侧移迹象,处于良好正常的工作状态,故根据公式(1)计算水平刚度为1500kN/m,有限元模型按该值设置Ux和Uy水平弹性约束。
4 承载能力验算分析
结构的面荷载和线荷载换算为等效节点力按工况类型直接施加于相应有限元模型节点上,对该结构进行承载力验算分析。
4.1 荷载工况
恒载:原旧屋面恒载为0.20kN/m2;在原屋面基础上加覆一层新压型钢板,荷载为0.10 kN/m2;采用V型轻钢龙骨吊顶,荷载0.30kN/m2;弦杆节点加挂灯具,可考虑管线荷载0.10kN/m2;自重由程序自动导算。
活载:屋面活载按0.5kN/m2取值。
风荷载:基本风压0.70kN/m2,地面粗糙度B类。网架风载体型系数根据荷载规范[4]的相关规定,封闭房间网架屋盖体型系数按0.6(吸力)考虑。
温度作用:温度增量按-25℃和+25℃考虑,分项系数取1.4,组合系数取0.7。
地震作用:抗震设防烈度7度(0.10g),根据网架结构设计与施工规程(JGJ 7-91)的相关规定,本工程可不进行抗震承载力验算。
4.2 荷载组合
荷载工况组合根据工程实际情况、荷载取值来确定,考虑最可能起控制作用的荷载工况进行组合,本次计算考虑的组合如下:
(1)1.35恒载;
(2)1.2恒载+1.4活载;
(3)1.0恒载+1.4风载;
(4)1.2恒载+1.4活载+0.84风载;
(5)1.2恒载+1.4活载+0.98温升;
(6)1.2恒载+1.4活载+0.98温降;
(7)1.2恒载+1.4活载+0.84风载+0.98温升;
(8)1.2恒载+1.4活载+0.84风载+0.98温降;
4.3 杆件承载能力验算
《网架结构设计与施工规程》(JGJ7-91)中规定,确定网架杆件的长细比时,其计算长度对本网架采用的螺栓球节点、弦杆及腹杆均取杆件的儿何长度(节点中心间距离),而网架杆件的长细比不宜超过下列数值:(1)对受压杆件:180;(2)对受拉杆件:一般杆件为400,支座附近处杆件为300,直接承受动力荷载杆件为250。采用Midas软件的批量设计功能进行杆件承载能力验算,分析表明,平面网架结构杆件承载力由工况(5):1.2恒载+1.4活载+0.98温升和工况(6):1.2恒载+1.4活载+0.98温降共同起控制作用。计算分析表明,该结构杆件承载能力和长细比均满足规范要求。
5 结束语
本文基于某活动中心网架结构装修改造可行性为目的,通过对某网架承载能力验算分析,结论如下:
⑴网架结构装修改造引起结构荷载变化,应在改造前对网架进行结构承载力验算,用专业有限元软件建立空间有限元模型对网架结构体系进行结构分析,方便快捷。
(2)本文网架采用橡胶支座,橡胶变形虽能释放网架结构的温度应力,但由于支座本身仍具有水平刚度,温度内力在网架中仍然存在, 起控制作用的荷载组合包含温度作用工况。
(3)本工程网架结构考虑支座真实刚度的计算可更真实反映结构受力状况,通过验算分析表明,本工程网架荷载经维修改造将产生变化,但网架构件承载力仍能满足规范要求,网架改造装修工作可以进行。
参考文献
[1]皮菊华,某体育馆网架屋盖结构的受力分析[J].山西建筑,2006年8月.
[2]张毅刚,杨庆山.大跨空间结构[M].北京:机械工业出版社,2003.
[3]肖建春等.带锚栓的加劲板式橡胶支座使用阶段的水平刚度[J].建筑结构学报,2003年(6).
承载结构补偿 篇8
1材料自身复杂性
在桥梁结构中应用最多的是钢筋混凝土这种材料, 它是由两种不同的力学性能材料组成的。正是因为这种材料组成的复杂性往往在制作和使用过程中的不合理性, 很容易对性能造成影响。
1.1混凝土是以水泥作为凝胶材料, 再和水以及各种粗细集料以一定的比例拌合而成。但是在拌合过程中不可避免的加入了有害成分:硫化物, 泥土等等。这多少会对混凝土的密实性, 混凝土强度以及可靠度造成影响。在混凝土养护结束后, 一部分水和裂缝留在了混凝土内[1]。在运营过程中一旦混凝土开裂, 当裂缝达到一定深度时, 钢筋直接与大气中的空气和水分接触, 钢筋逐渐氧化锈蚀, 钢筋的有效直径会变小, 导致承载能力下降。在参考参考文献中, 中给出了钢筋有效直径随时间变化的公式[2]:
其中, D0为钢筋未锈蚀时的直径, t0为开始锈蚀时的时间, icorr为锈蚀电流密度, 一般取常数
1.2钢筋混凝土本身就是一种非线性材料, 另外材料的收缩徐变也是一种与时间相关的非线性关系, 另外钢筋与混凝土之间的粘结关系也并不是一种线性关系。正是由于这些因素的掣肘, 我们要想研究钢筋混凝土的承载力, 往往采用理想化的假设, 但是这样往往与实际情况存在着差异。
2材料的本构关系
时变作用下, 结构的承载能力下降, 本质上是材料的本构关系发生了改变。在我们熟知的混凝土本构关系中, 一般是以连续均质为前提假设来建立的, 包括线弹性和非线性弹性本构关系等。其中线弹性本构关系中, 应力应变处于一种良好的线性关系。在非线性弹性本构关系中, 应力与应变并不是一种线性关系, 而是一种一一对应的曲线关系。对于混凝土单轴抗拉抗压的关系图1中, 在外荷载比较小时, 混凝土应力应变是一种线弹性的关系, 随着荷载的逐渐增大, 超过了线性变化区域, 就是一种非线性弹性的曲线关系了, 本构关系发生了一种很明显的转变, 在长期荷载作用下, 混凝土的承载能力会显著下降。
对于理想化的钢筋的本构关系相对比较简单, 在达到极限状态之前, 与混凝土的本构关系类似, 应力应变是一个线性的过程, 然后当钢筋出现锈蚀的时候, 这时候的本构关系发生了很大变化。在《锈蚀钢筋性能实验研究分析》一文中给出了锈蚀前后钢筋承载能力变化的关系:
上述式子中, 表示锈蚀后钢筋的屈服强度和极限抗拉强度, 表示锈蚀前钢筋的屈服强度和极限抗拉强度, 表示钢筋的锈蚀率, 化简上述式子可得:
由上式可知在, 随着锈蚀率的增大, 屈服强度和抗拉极限强度均会出现下降, 此时本构关系将发生显著改变, 这也体现除了时变规律的影响。
3材料所处环境的影响
桥梁结构中, 尤其是存在预应力的钢筋混凝土中, 混凝土并不是作为主要的受力构件, 它往往是作为一层保护层来隔绝空气与钢筋直接接触。空气中二氧化碳和水与混凝土相互作用生成碳酸钙和其他杂质, 这种现象叫做混凝土的碳化。这对对混凝土抗压性能影响不大, 但是材料的化学性能却发生了巨大的改变, 混凝土与钢筋接触面PH值降低, 破坏了覆盖在钢筋表面的钝化膜, 使得钢筋极易发生氧化锈蚀现象。在研究承载力时变规律时, 混凝土碳化应该作为一个研究的重点去考虑。对混凝土碳化作用影响的因素主要有以下几个方面: (1) 随着二氧化碳浓度的升高, 碳化的速率逐渐加快。在《混凝土的耐久性及其防护修补》一文中提到混凝土碳化深度与二氧化碳的平方根成正比。 (2) 温度的变化, 对混凝土的碳化也有影响。研究表明, 温度升高, 碳化速度明显提高。 (3) 大气湿度对混凝土碳化也有影响, 随着湿度增加, 碳化速度增高, 然后随着湿度增加, 碳化速度稍稍下降, 变化不明显。根据国内外其他学者的研究得到了计算钢筋锈蚀时间的公式:
其中为混凝土制作时的水灰比, K为混凝土碳化影响系数, c为混凝土保护层的厚度。
4结论
本文从材料结构自身出发, 分析桥梁承载力时变规律的主要的影响因素及过程, 即材料在制作过程中存在一些缺陷, 在使用过程中混凝土发生开裂、碳化, 然后钢筋出现氧化锈蚀, 结构材料的本构关系发生变化, 桥梁的承载力出现衰退。这其中钢筋发生锈蚀, 是承载力发生衰退的关键原因。
参考文献
[1]吕联亚.混凝土裂缝的成因和治理技术[J].混凝土, 1998, (5) ;43-48.
