midas有限元（精选7篇）
midas有限元 篇1
0前言
随着土木工程的不断发展, 大体积混凝土被广泛运用于大跨度桥梁和高层建筑的主要受力部位, 其施工的质量将会直接影响建筑物的安全和使用寿命。大体积混凝土由于体积较大、施工较为复杂, 除了必须满足强度、刚度和耐久性的要求外, 还必须控制其裂缝的扩展[1]。目前, 已有部分学者对大体积混凝土的裂缝控制进行了研究。朱伯芳[2]认为, 采取优选混凝土原材料、优化混凝土配合比、严格控制混凝土温度、减小基础温差、内外温差及表面温度骤降等措施能有效防止大体积混凝土结构开裂。黎生南[3]的研究表明, 大体积混凝土的温度控制应以理论计算为前提, 材料选择和施工控制为主要手段。季日臣等[4]用有限元程序ANSYS对兰州小西湖黄河大桥承台大体积混凝土的温度场进行了仿真分析, 提出了一些温控防裂的措施, 但这些措施能多大程度防止裂缝的产生尚缺乏数据支持。俞亚南等[5]以宁波象山港公路大桥承台为实例, 针对大体积混凝土浇筑时因水化热作用引起的早期表面开裂问题, 系统地分析了浇筑温度、环境温度、保温材料以及位移约束条件4种因素对混凝土表面应力的影响, 采取一系列措施来防止大体积混凝土早期表面裂缝的产生, 但未曾考虑水管冷却对防止温度裂缝的影响。
本文以南昌市红角洲某高层建筑中体积最大的7号桩承台为例, 采用MIDAS结构计算软件对管冷效果的因素进行了数值对比分析。
1 MIDAS软件进行水化热分析的主要功能
MIDAS水化热分析基于能量守恒原理的热平衡方程, 用有限元方法计算各节点的温度, 并导出其他物理参数。其水化热分析包括热传导分析和温度应力分析两个过程[1]。热传导分析主要计算水泥水化过程中发热、传导、对流等引起的随时间变化的节点温度。温度应力分析是将得到的节点温度作为荷载加载后, 计算随时间变化的应力。
2 工程实例
2.1 工程概况
本项目为南昌市某高层建筑, 总建筑面积为34737.3m2 (含地下室) , 其中建筑高度为99.85m, 本工程主体地上26层, 地下1层。结构类型采用钻孔灌注桩基础, 主体结构为现浇钢筋混凝土框筒结构。地下室长宽尺寸为89.5m×45.1m, 面积为4036.45m2。主楼设计一个核心筒筒体, 其桩承台CT-7顶设计标高为-5.1m, 长宽尺寸为20.8m×20.8m, 深为2.2m, 混凝土设计强度为C40, 桩承台混凝土量约1400 m3。地下室底板混凝土总量约4300m3。该地下室底板具有面积大、桩承台厚、混凝土强度高等特点, 并且整个地下室设有一条后浇带, 每个施工区混凝土要求一次性浇捣, 不留施工缝。桩承台CT-7平面图如图1所示。
2.2 建立结构模型
由于桩承台具有对称性, 故取桩承台的1/4进行建模和分析[1];地基模拟结构具有一定的比热和热传导率, 以便正确描述混凝土热量传递给地基的情况, 未计入桩基的影响;单元采用8结点空间等参元即实体单元, 划分时尽量使相邻单元之间大小均匀变化, 防止突变, 在测点位置处单元划分较细, 以便能较好地分析其温度变化情况, 桩承台比地基部分划分更详细, 单元尺寸控制在0.25m左右。1/4模型总共划分为65555个节点, 57869个单元。
2.3 单元选择及边界条件处理
MIDAS软件提供了桁架单元、只受拉单元、索单元、梁单元、平面应力单元、实体单元等, 因本文主要进行温度应力分析, 故选择了实体单元进行分析。利用实体单元作三维空间的受力分析, 按照单元的形状不同可分为四面体锥形单元、三棱柱单元和六面体单元等。利用六面体单元 (八节点) 划分结构, 可以得到较为精确的位移及应力的分析结果;利用四面体 (四节点) 或三棱柱 (六节点) 单元划分结构, 虽然可得到较精确的位移分析值, 但得到的应力值的计算误差较大。故本文采用六面体单元作为结构的计算单元。
因地基固定不动, 所以将地基所有节点全部约束;且由于实体单元没有扭转自由度, 姑对地基所有节点加约束所有平移自由度即可。1/4对称面的正对称面上加X方向的平移约束, 侧对称面上加Y方向的平移约束。
2.4 环境温度和热源函数的定义
考虑文中桩承台施工时外界温度变化不大, 故分析时将环境和地基表面温度设为20℃固定温度。
热源函数是描述混凝土水化热的函数, 它跟混凝土中水泥和单位体积水泥用量有关。根据桩承台混凝土的实际配合比及水泥种类, 得到热源函数图形, 见图2。
2.5 管冷参数
考虑管冷时, 输入管冷相关参数如表1所示。
2.6 运行分析
桩承台水化热分析模型如图3所示。为真实模拟施工情况, 在桩承台中间布置了两排冷却管。第一排位于桩承台顶0.6m处, 第二排位于桩承台底0.6m处, 两冷却管厚度方向中间间隔1.0m, 桩承台冷却管布置图如图4所示。
2.6.1 布置冷管桩承台计算温度及节点温度分析
通过MIDAS对此桩承台进行模拟计算, 可以得到不同时间桩承台的计算温度及温度等值线图。通过不同时间桩承台的计算温度及温度等值线图可知, 在10h后由于冷却管冷水作用, 混凝土产生的少量水化热被冷管及时冷却, 因而温度较低。而20h (图5为布置冷却管20h温度等值线图) 后水化放热量急剧增大, 以致冷管水循环带走的热量不至于全部耗散混凝土产生的水化热, 故热量逐渐积聚起来, 此时温度达到最高。45h过后 (图6为布置冷却管45h温度等值线图) 由于混凝土产生的水化热减少, 此时冷却管水循环降低的热量能及时消除一部分水化热, 混凝土水化放热的热量低于冷却管吸收的热量, 温度开始慢慢降低。在60h后由于冷却管冷水作用, 混凝土水化放热的热量慢慢减小, 温度进一步慢慢降低。到130h后混凝土的温度受水化热的影响几乎很小。
图7为布置冷管桩承台的6个具有代表性节点 (N63540、N61843、N34660、N32283、N90724和N92420) 的温度时程曲线图, 其中, N63450节点表示桩承台中部表面, 61843节点表示桩承台中部中心, N90724节点表示桩承台顶部中心, N92420节点表示桩承台顶部表面, N34660节点表示桩承台底部表面, N32283节点表示桩承台底部中心。从图7中可以看出, N63540节点在40h左右温度达到峰值, 最大温度约为63℃, 此时N90724节点的温度为45℃, 内外温差没有超过25℃, 而且整个温度时程曲线上也未出现温差超过25℃的情况, 且有限元数值分析结果与实际工程温度测量记录表 (表2) 数值较吻合。
℃
注:根据框筒桩承台的形状进行合理布点, 每个测温点沿长度方向分别设置, 共计18个测温点。
2.6.2 布置冷管桩承台温度应力分析
图8为布置冷管桩承台45h时的等效应力云图, 从图中可知, 桩承台混凝土在各时刻由水化热产生的温度应力均在两冷却管布置的中间部位较大, 但其最大值 (1.56 N/mm2) 均小于混凝土容许拉应力值 (1.71N/mm2) , 这样有效保证了桩承台大体积混凝土在施工水化热作用下不会产生温度裂缝。
图9为布置冷管桩承台的6个具有代表性节点 (N32283、N34660、N61843、N63540、N90724和N92420) 的应力及容许应力时程曲线图。从图9 (a) ~ (f) 中可以看出, 6个主要节点的温度应力在整个过程中均未超过其容许应力值, 因而混凝土在水化过程中不会发生开裂。通过MIDAS有限元计算分析和实际施工温度测量记录表 (见表2) 分析可得, 此桩承台布置两层冷却管是能保证混凝土在施工时不会产生温度裂缝, 有效的控制了这个大体积桩承台施工温度应力裂缝, 使桩承台的施工质量得到保证, 充分体现了冷却管的经济性和实用性。
3 小结
(1) 混凝土在达到最高温度值之前, 温度急剧上升;达到最高温度后, 温度开始逐步下降, 距离表面最近的测点降温速率最快, 越靠近桩承台形心降温速率越慢。
(2) 从温度场的分布图可以看出, 温度的等值线成圈状分布。随着混凝土中水泥水化程度的衰减, 最终在混凝土内部形成较为明显的高温集中区。各控制点的最高温度一般出现在48~72h这个时间段内, 混凝土的内部最高温度可以达到63℃。
(3) 大部分的测点实测温峰时间与理论温峰时间相当, 部分测点存在差异, 主要是因为理论计算中混凝土的表面系数设置比较小, 以及元件的测试误差。
(4) 经过优化后的管冷方案基本能够保证各控制点的内外温差不超过25℃, 达到了降温防裂的效果。
参考文献
[1]刘耀东, 白应华, 余天庆, 等.基于MIDAS的大体积混凝土承台管冷技术优化研究[J].混凝土, 2009, 33 (9) :110-112.
[2]朱伯芳.大体积混凝土温度应力与温度控制[M].北京:中国电力出版社, 1999.
[3]黎生南.桥墩承台大体积混凝土抗裂计算与温度控制[J].武汉理工大学学报, 2010, 32 (24) :63-65.
[4]季日臣, 夏修身, 陈尧隆.承台大体积混凝土温度场计算与温控防裂措施[J].混凝土, 2006, 28 (9) :92-95.
[5]俞亚南, 张巍, 申永刚.大体积承台混凝土早期表面开裂控制措施[J].浙江大学学报:工学版, 2010, 44 (8) :1621-1628.
midas有限元 篇2
近年来, 国内外专家对深基坑支护形式的研究比较多。崔宏环等[2]用ABAQUS对深基坑开挖中双排桩支护进行了数值分析。李大勇等[3]运用三维有限元法对内撑式基坑开挖过程中内撑内力进行了分析。何文飞[4]对内支撑密排桩支护结构进行了优化设计。本文通过三维有限元法重点研究排桩加内撑式地铁车站深基坑开挖过程中支护结构的内力, 为地铁车站及类似深基坑设计和施工提供重要的依据。
1 建立数值有限元分析模型
取基坑开挖深度的3~4倍范围作为模型计算区域, 因此, 模型基坑的范围为x方向70m, y方向40m, z方向-30m。
在模型中, 本构关系采用Column-More屈服准则, 模型底部设置成固定边界, 左、右面定义为滑移边界。模型只施加重力, 土体采用3D—solid实体单元。具体土体参数见表1, 围护结构参数见表2, 基坑施工工况见表3。
建立的有限元模型如图1所示, 基坑只选取了地铁车站的一部分, 其平面形状为变截面 (两个长方形) , 其中小的长方形尺寸为20×16, 大的长方形尺寸为40×22。为了计算精确, 基坑内部划分的单元网格较小。
2 支护结构内力分析
2.1 钢支撑轴力分析
由图2~4可见, 在施工过程中, 钢支撑有如下的变化规律:
1) 第一道和第二道钢支撑的轴力随着开挖步骤的增加在逐渐增大, 其原因是由于在基坑开挖过程中土体卸载, 进而通过支护结构与土体之间的应力转移, 导致了钢支撑更多地分担了水平荷载;
2) 每层钢支撑轴力都满足设计要求, 其中第一层钢支撑最大轴力-1710.21k N, 第二层最大轴力-1732.61k N, 第三层最大轴力-1823.58k N, 都满足截面的抗压强度和稳定承载力;
3) 在每层钢支撑中其变截面处的支撑轴力最大。第一层和第二层的钢支撑大部分没有充分发挥作用, 为了不必要浪费, 可以只在变截面处设置较大直径的钢支撑。
2.2 桩弯矩分析
图5是在所有桩中随机挑选的一根桩, 并依据基坑开挖顺序提取桩的弯矩得到以下结论:
1) 随着基坑开挖深度的增加桩的弯矩也逐渐增大。在第二次开挖结束后, 在桩16m处弯矩最大, 而在后两次开挖完成后, 弯矩与之前开挖完成后的变化不同, 弯矩变化幅度比较大, 其中最大弯矩发生在桩的中下部, 导致其弯矩发生变化的原因是由于在第二次开挖完成后增加了第二道钢支撑和第三次开挖完成后增加了第三道钢支撑;
2) 在最后一次开挖完成后, 桩的底部弯矩最大, 其值为-624.1589k N/m2满足桩的最大弯矩设计要求, 并且相对较小。
2.3 桩身的水平位移
图6是在所有桩中随机挑选的一根桩, 并依据开挖顺序提取桩的位移进而得到以下结论:
1) 在前两次开挖完成后, 桩的顶部发生了较大的水平位移, 而桩的底部位移为零。在第三次和第四次开挖完成后, 桩的中上部水平位移比较大, 而在桩的中部其水平位移发生了拐点, 进而弯矩减小, 究其原因是由于第二道钢支撑和第三道钢支撑的增加使桩的水平位移减小了;
2) 在第四次开挖完成后, 在桩的水平位移达到最大-16.38mm, 其位置为桩身长12m处的位置, 满足设计要求, 并且相对比较保守。
3 结论
分析了采用排桩加内撑式地铁车站深基坑工程中施工过程对支护结构内力的影响, 并得到以下结论:
1) 在施工过程中, 在每层钢支撑中其变截面处的钢支撑轴力最大;
2) 在施工过程中, 第二道和第三道支撑的增加对桩身弯矩影响很大, 并且在最后一次开挖完成后, 桩的最大弯矩发生在桩的底部;
3) 在最后一次开挖完成后, 桩的最大水平位移发生在桩身长2/3处。第二道和第三道钢撑的增加对桩身水平位移影响很大, 会使桩的中部水平位移产生拐点, 进而弯矩逐渐减小;
4) 在实际工程中, 设计相对比较保守, 可以适当的调整系数;
5) 通过分析研究施工过程中支护结构的内力, 得到了桩和内撑的变形规律, 这对今后相关深基坑设计和施工具有重要的指导意义。
摘要：以某地铁车站基坑为背景, 对该基坑开挖过程中支护结构的内力以及周围土体进行了全面分析。基坑采用排桩加内撑支护结构进行支护, 考虑了周围土体、围护结构的相互作用, 借助有限元软件midas/GTS建立了地铁车站基坑三维有限元分析模型。通过有限元法分析, 表明, 施工开挖步骤对基坑支护结构的内力以及位移有显著影响, 进而总结其变形规律, 为地铁车站及类似深基坑设计和施工提供重要的依据。
关键词：地铁车站,有限元法,排桩加内撑,内力分析,midas
参考文献
[1]龚晓南, 高有潮.深基坑工程设计施工手册[M].北京:中国建筑工业出版社, 1998:187-188.
[2]崔宏环, 张立群, 赵国景.深基坑开挖中双排桩支护的的三维有限元模拟[J].岩土力学, 2006, 27 (4) :211-213.
[3]李大勇, 吕爱钟, 曾庆军.内撑式基坑工程周围地下的性状分析[J].岩石力学与工程学报, 2004, 23 (4) :682-687.
midas有限元 篇3
本钢管雕塑属于景观构筑物, 位于盘锦市辽河口生态经济区兴辽路-红海滩大桥东西端两侧。构筑物以风帆造型的抽象化艺术处理为总体轮廓, 表面肌理以辽河三角洲湿地植物———芦苇为装饰元素, 予以艺术提炼。共计4组, 每组形式、尺寸均相同, 分别位于红海滩大桥12、30号桥墩两侧, 互为镜像关系。主体结构采用Q235B钢管, 基础采用桩基础。总高度约38m, 下部支点最大跨度约12.3m。建筑效果如图1所示。
2 模型建立及分析结果
2.1 主体钢管结构建模
首先对建筑提供的cad图进行简化处理, 把表面装饰杆件及装饰面板去除, 分别手算作为恒载输入模型。同时根据各个管件中心交叉点的坐标建立3维cad模型, 确认无误后利用Midas/gen的导入功能导入Midas中。导入时注意cad模型和Midas模型坐标系及单位的统一。钢管雕塑的各个构件均采用梁单元模拟, 其中部分单元需要释放端部约束以便更好地反映真实情况。模型共采用节点188个, 梁单元222个。竖向主管件采用钢管P900x25 (下段) 及P900x20 (上段) , 水平管件及下部斜撑采用钢管P600x16边界条件为:下部各杆件均假设嵌固于基础中, 即固端约束, 如图2所示。
2.2 计算中所采用荷载及参数
恒载:管件自重按照程序默认的方式计算, 表面装饰杆件及面板重量经手动计算后折算成线荷载在各个水平管上输入。
活载:取规范活荷载0.5k N/m2和按照当地气象条件计算的雪载及考虑裹冰情况的较不利值输入。
风载:分别按照X及Y向输入, 考虑到本雕塑位于河谷, 故对风荷载做了适当加大。其他参数按照勘察报告提供数据输入。
2.3 计算结果
(1) 位移:荷载组合作用下的位移见图3。由图3及数据可看出, 顶部最大位移为276mm。满足《高耸结构设计规范》1/75的要求。
(2) 各工况下组合应力最大值如图4所示, 可以看出柱为主受力构件, 但应力最大处并不在柱底, 而在柱子中部和上部, 故柱子变截面位置应避开应力最大处。同时可以看出离得最近的两根柱子应力值较大故在设计时做了适当加强 (内部灌了一定高度的混凝土) 。水平杆件和斜撑应力比较符合预期, 同时也均满足规范要求。
2.4 屈曲分析
由于本工程柱子为空间倾斜且为弧形, 为了了解整体在恒活及风荷载下的稳定性, 故又进行了整体钢架的屈曲分析。屈曲分析时以恒、活、风载为初始荷载, 结果如表所示:
可以看出, 结构稳定具有较高的储备, 满足要求。
3 结论
由于本工程空间造型复杂, 无法通过常规的软件进行分析, 故采用了Midas/gen有限软件进行了建模和分析。通过分析表明, 风荷载为主要控制工况, 结构的强度刚度稳定均满足要求, 并根据分析结果对有针对性的对受力较大的两根柱子加强。
参考文献
[1]GB5007-2003, 钢结构设计规范.
[2]GB50135-2006, 高耸结构设计规范.
midas有限元 篇4
随着城市化的快速发展, 地上土地资源已非常有限, 建筑空间拥挤和城市绿地减少, 导致我国的高层建筑如雨后春笋, 成了现代建设的主流。为了节省土地、充分利用地下空间, 高层建筑基础本身要求有一定的埋置深度, 高层建筑的停车场、设备间、储藏库等也都设在地下, 从而使基坑深度增加。从发展趋势看, 我国正在建设的高层建筑越来越高, 向地下发展越来越深, 同时密集的建筑群、超深度的基坑、周围复杂的地下设施都给基坑施工带来一定的难度, 这对基坑工程提出了严峻的挑战, 同时基坑工程事故发生率较高, 竟占基坑总数的1/4以上, 而这些工程事故主要表现为支护结构产生较大位移、支护结构破坏、基坑塌方及大面积滑坡、基坑周围道路开裂和塌陷、与基坑相邻的地下设施 (管线、电缆) 变位以至于破坏, 邻近的建筑物开裂甚至倒塌等给国家经济和人民生命财产造成严重损失, 这些问题的存在都与基坑支护的设计及施工质量关系密切。
国内刘明建结合近年来一些基坑支护设计与施工, 概述了较成熟的基坑支护类型及适应范围, 简述了深基设计理论及其存在的一些问题, 对深基坑支护工程今后的技术应用进行了探讨[2]。
李勇介绍了基坑支护结构的种类及我国深基坑工程的主要特点和存在的问题, 以丽都城市大厦基坑支护为例, 采用地下连续墙加三级钢筋混凝土支撑的支护结构方案, 满足了建设方的各项安全技术要求[3]。
王晓楠, 王建良介绍了深基坑支护结构内力与变形的国内外研究现状, 阐述了支护结构与岩土体相互作用、支护结构内力与变形计算方法和支护结构内力与变形监测研究进展, 对目前深基坑基坑支护结构存在的一些问题进行了探讨, 并提出以后的发展方向[4]。
宋福渊, 耿冬青针对深基坑支护设计和施工现状, 提出了深基坑支护工程中存在的诸多问题, 在设计上对坡顶荷载、结构施工临建的布置等进行了明确说明, 对施工方案、地下水控制等进行了阐述[5]。
杜德荣根据规范及多年的经验对深基坑支护设计和施工提出几点宝贵的建议[6]。
1 工程概况
1.1 工程概况
基坑开挖深度为12 m, 嵌入深度为7 m, 采用灌注桩围护结构, 基坑安全等级:一级, 基坑重要性系数:1.1, 分析方法采用弹性支点法。
1.2 地质条件
场地地质条件和计算参数如表1所示。
1.3 支护结构布置
支护采用灌注桩, 桩直径为1 m, 混凝土材料等级为C35, 桩间距为1 m。设置4道锚杆 (索) , 锚杆 (索) 布置情况及计算参数如表2所示。
2 施工阶段
2.1 开挖引起的沉降
安置施工沉降监测仪, 通过挡土墙位置的不断变化, 得出地面沉降值, 与图1比对, 基本无差异。
2.2 施工段内力值最大值
施工阶段中开挖到12 m时土压力达到最大值为119.38 k N/m位移最大值为0.01 m;开挖到6 m, 即生成第三道锚索前剪力达到最大值为345.51 k N;开挖到4.5 m时弯矩达到最大值为-618.11 k N·m。
2.3 施工段应注意的事项
根据本工程的特点及计算的内力值、沉降等数据, 得出本施工阶段的注意事项如下:
1) 施工先解决地下水位, 采用轻型井点抽水, 使地下水位降到基坑底1.0 m以下。
2) 施工人员上下应挖好阶梯或支撑靠梯, 禁止踩踏支撑上下作业, 坑四周应设置安全栏杆。
3) 根据本工程土质情况, 基坑边上堆放材料及移动施工机械时, 应与挖土边缘保持至少2 m距离。
4) 施工中, 现场技术负责人要坚持跟班作业, 按照设计要求及时解决施工中出现的安全、质量问题, 确保每道工序在安全保证的前提下进行。
5) 对本基坑剪力、弯矩较大的关键部位, 必须严格控制, 前道工序未验收签证, 后道工序绝不允许施工, 对施工中的危险部位指定预防措施。
3 结构计算
3.1 支护截面设计
灌注桩采用均匀配筋方式, 混凝土保护层厚度为0.01 m, 配筋分段数为2段, 各分段长度为17.2 m。截面配筋设计值见表3, 表4。
3.2 稳定验算结果
1) 整体稳定验算见图2。
土体整体稳定采用瑞典条分法计算, 条分法中土条宽度为0.5 m。根据公式各施工阶段整体稳定性结果:Ksmin=1.32, Ksmax=5.91均大于抗倾覆稳定系数[K]=1.3, 与手算结果相比偏于安全, 整体稳定性满足要求。
2) 抗隆起验算见图3。
抗隆起稳定性用下列公式得出Ks=1.977大于抗隆起稳定系数[K]=1.800, 抗隆起满足要求, 与手算结果相比偏于安全。
4 结语
1) 基于MIDAS软件的深基坑支护设计中结构计算手算值偏差为5%左右, 在规范允许的误差范围内且偏于安全, 用于本深基坑的支护, 成功实现了深大基坑的设计, 后期对沉降、倾斜的监测均在合理范围内, 可应用于其他深基坑支护工程中。
2) 与传统的方法相比, 基于MIDAS软件的计算结果及步骤均很清晰, 内力变化情况一目了然, 可以帮助了解工程的关键部位、内力最大部位并指导现场施工。
3) 计算过程可以考虑到土质情况、地下管线、附近建筑物等一些实际工程中的细节, 使计算结果及方案更适合现代建筑发展的趋势。
摘要：利用MIDAS软件, 对某工程的深基坑支护进行了设计, 并对土压力、位移、沉降等指标进行了监测, 将主要计算参数通过增量法手算等方式与软件计算结果作了对比, 得出主要技术指标偏差量均在规范要求的合理范围内, 指出软件深基坑支护设计可以逐渐应用到实际工程中, 指导工程的施工作业。
关键词：深基坑,MIDAS软件,结构计算,基坑支护
参考文献
[1]JGJ 79-9, 建筑地基处理技术规范[S].
[2]刘明建.浅谈深基坑支护设计[J].西部探矿工程, 2009 (5) :24-26.
[3]李勇.深基坑支护设计研究[D].成都:成都理工大学, 2012.
[4]王晓楠, 王建良.深基坑支护结构内力与变形研究进展[J].科学技术与工程, 2012, 12 (21) :5243-5248.
[5]宋福渊, 耿冬青, 刘晓辉.深基坑支护设计与施工管理探讨[J].工程勘察, 2005 (4) :77-78.
[6]杜德荣.浅谈深基坑支护设计与施工技术措施[J].建筑施工, 2011 (7) :115-117.
[7]余志成, 施文华.深基坑支护设计与施工[M].北京:人民交通出版社, 1996.
midas有限元 篇5
关键词：桥梁工程,荷载试验,校验系数,挠度,应变,灵敏度分析
桥梁荷载试验是评定新建桥梁质量和已建桥梁承载力最直接最有效的方法和手段, 在评定新建和已有桥梁的实际承载能力、建立和积累桥梁技术资料、推动和发展旧桥评定理论及新桥设计理论等方面有着重要的意义。荷载试验中, 校验系数是结构承载力评价的重要指标。校验系数的计算精度直接决定了桥梁承载力的可靠程度。
校验系数一般分为应变校验系数和挠度校验系数两种, 理论上二者相辅相成、相互协调, 但因桥梁所处环境、施工误差、荷载试验现场等因素的影响, 出现应变校验系数与挠度校验系数不协调, 造成承载能力评定分歧, 影响承载能力评定结果。针对上述问题, 现选取一联3×20 m的钢筋混凝土连续箱梁桥, 采用单梁法建立MIDAS模型进行研究分析。
1 原理及方法[1,2]
1.1 研究对象
校验系数ζ是评定结构工作状况, 确定桥梁承载能力的一个重要指标。在荷载试验中, 校验系数是指试验荷载作用下主要测点的实测弹性变位或应变值与理论计算值的比值。其计算公式如下:
式中:Se为试验荷载作用下主要测点的实测弹性变位或应变值;Ss为试验荷载作用下主要测点的理论计算变位或应变值。
实际试验计算校验系数时, 由于测点实测值一定, 校验系数只与理论计算值有关, 故此处完全可把对校验系数的对比分析归结为相应理论计算值的对比分析, 故本文只对理论挠度值与应变值进行研究分析。
1.2 模型简化
通常静载试验在加载时分中载和偏载, 本文为了简化计算采用单梁法建模, 加载车辆采取中载加载方式。连续梁荷载试验中常选取3个最不利断面进行测试分析:边跨0.4 L断面、墩顶断面以及中跨跨中断面。为具代表性本文选取中跨跨中断面作为测试断面。
1.3 对比方法
本文选取小箱梁截面正常与突变异常两种情况下的相应应变及挠度理论值进行对比, 为简化计算正常情况下的截面假定为全梁等截面, 异常情况则假定非测试断面某截面为变截面。
2 过程分析[3,4,5,6]
2.1 正常情况下
取3×20 m一联的预应力混凝土连续箱梁 (单梁) , 其结构如图1所示。采用C50混凝土材料, 弹性模量为3.45×104MPa, 为了简化计算, 假定全桥截面形式均采用图2 (a) 所示截面。挠度及应变测点布置如图2 (b) 所示。
利用有限元分析软件Midas Civil建立模型, 全桥共划分单元60个, 节点61个, 全桥结构有限元离散图如图3所示。
根据有限元模型, 分别作出该梁中跨跨中断面弯矩影响线及挠度影响线, 如图4所示。
试验采用加载车辆参数如表1所示, 加载效率按不同控制对象分为弯矩加载效率和挠度加载效率, 此处采用单梁截面弯矩加载效率控制, 调整车辆纵向加载位置使其加载效率为0.97, 在规范0.95~1.05要求范围内。纵、横向加载位置如图5所示。
根据试验加载车辆及加载位置, 在纵向弯矩及挠度影响线上布载, 计算各测点应变及挠度值。跨中截面弯矩值为1 133.8 k N·m, 挠度值为6.10mm, 各测点应变如表2所示。
2.2 突变情况下
以上是针对梁体全桥截面一致情况下, 中跨跨中断面挠度与应变的计算。在施工过程中, 因施工误差难免存在实际截面形状、尺寸相对设计截面出现一定偏差, 假定中跨L/4断面附近24~27单元 (长4 m) 截面出现偏差, 其截面形式如图6所示, 而其余梁段截面形式仍采用图2 (a) 所示截面。挠度与应变测点的布置位置不变。
根据已有截面利用Midas Civil建立有限元模型, 全桥共划分单元60个, 节点61个, 全桥结构有限元离散图如图7所示。
同理, 可分别作出该梁中跨跨中断面弯矩影响线及挠度影响线, 试验加载车辆及加载位置保持不变, 在纵向弯矩及挠度影响线上布载, 可计算得出各测点应变及挠度值。跨中截面弯矩值为1 133.8 k N·m, 挠度值为5.95 mm。各测点应变如表3所示。
2.3 结果分析
综上可知梁体全桥为等截面时, 第2跨跨中断面的应变及挠度分别为ε=143με, f=6.10 mm;当改变L/4附近的梁体截面特性, 其余梁段截面保持不变时, 中跨跨中断面的应变仍为ε=143με, 而挠度值为f=5.95 mm, 因此, 应变反映某单一截面的特性, 即为局部状况反映;而挠度反映桥梁整体状况。相应地, 挠度校验系数则能更准确真实地反映结构的工作状态。
3 结语
挠度是结构整体状况的反映, 应变为局部状况反映, 并且应变测量易受外部环境影响, 致使测试结果可信度低, 故挠度校验系数能更真实反映桥梁结构的工作状态。当应变校验系数与挠度校验系数不协调时, 应选择挠度校验系数进行桥梁结构承载能力状况的评定。
参考文献
[1]谌润水, 胡钊芳.公路桥梁荷载试验[M].北京:人民交通出版社, 2003.
[2]胡大琳.桥涵工程试验检测技术[M].北京:人民交通出版社, 2000.
[3]宋一凡.公路桥梁荷载试验与结构评定[M].北京:人民交通出版社, 2002.
[4]JTG D60—2004公路桥涵设计通用规范[S].
[5]JTG D62—2004公路钢筋混凝土及预应力混凝土桥涵设计规范[S].
midas有限元 篇6
自动观测系统是一个自动气象观测系统, 主要分为MIDAS600、AWOS2000、MIDAS IV和Avi Me T几种。
2 MIDAS600 各传感器系统结构和工作原理
自动观测系统由跑道上的传感器、工作站及工作站上的软件组成。气象传感器位于跑道上某些测量点上, 通过中央数据单元连接在一起。本文主要介绍湛江机场MIDAS600, 其系统组成如图1 所示。
大气透射仪主要由发射机和接收机组成, 用于直接测量光发射机和光接收机间的大气透射率。将光发射机的光束对准光接收机的接收镜头, 在发射机处理器的控制下, 接收机处理器通过电流通信环路, 完成初始测量和数据的内部交换操作。发射机和接收机具有相同的固化程序, 处理器受MIDAS主处理器时序的控制, 通过FSK定时向MIDAS主机发送MOR数据, 并在MIDAS主机上通过跑道背景光强度和跑道灯光强度计算出RVR值。MILOS500 能自动采集温度、相对湿度、气压、降水和测雨时间等数据, 预处理后向中央处理器发送数据。各传感器采集数据后进入接口单元的模拟通道, 将模拟信号转换成数字信号, 送至处理器处理控制, 再以串行方式将数据流调制成FSK工作方式, 实现与中央处理器的通信。测风系统由风向传感器WAV15A、风速传感器WAA15A、控制单元WAT15、显示单元WAD21、MODEM300 组成。WAT15 主要对WAA15A、WAV15A的相关数据进行采集, 一旦WAD21 向WAT15 发出请求信号, WAT15 将数据格式转换后送到WAD21 显示。FD12P通过测量呈33°角散射的红外光强度来评估气象光学范围能见度。FD12P依据散射信号的快速变化来检测降水颗粒。水滴数据用于估计光学降水强度和降水量。安装于接口卡上的温度传感器用来测量横杆温度。温度数据、光学信号分布图和DRD12表面传感器数据一起用于判定实际气象编码。CT25K用于测量云高和垂直能见度。通过测量光脉冲经大气层射到云层后返回接收机所需的时间, 可计算出云层的高度。返射层高度的计算公式为:
3 MIDAS600 的日常维护维修
MIDAS600 硬件的日常维护主要分为月维护、季维护和年维护, 维护内容包括定期清洁MIDAS600 主机和其他自动气象观测系统终端, 定期清洁FD12P接收镜头、感雨器、温湿度计和雨量筒, 定期更换云高仪的光纤并进行光学串扰补偿校准。MIDAS600 主机处理系统主要基于DOS系统, 用户端包括数据存储客户端、维护终端和预报显示终端。软件的日常维护主要是设置好各客户端com数据口参数。MIDAS600 主机上插有两块1×8的串行多用户卡 (DIGIBOARD 1 和DIGIBOARD 2) , 两块卡共16 个串行通信口。在工作过程中, 如果某一个通信口损坏, 不必更换DIGIBOARD, 挑选一个空余口代替损坏的通信口即可继续使用。MIDAS600 硬件故障大体上分为室内故障、室外故障和线路故障。室内故障主要有MIDAS600 主机故障、modem故障和分频器故障;室外故障主要为传感器故障。下面列举两个常见故障, 并探讨相应的排查措施。
3.1 风传感器故障
风传感器故障主要有以下两种: (1) 传感器进水, 引发轴承生锈和电路板故障, 造成风速数据丢失和风向不准。有时, 因输出的风向格雷码与实际风向格雷码不同, 造成风向偏差很大。在南方多雨地区, 工作人员应适当增加检查次数, 避免因风向报错引发飞行事故。 (2) 传感器轴承摩擦系数增大, 造成风速偏小和风向偏转力增大, 在多污染、多尘埃、潮湿的地区, 应适当增加检查次数并更换轴承。
3.2 FD12P故障
FD12P故障原因主要有以下三个: (1) 能见度高。造成能见度值高的原因主要有从发射机到接收机的光路受到了干扰, 透镜被过度污染, 镜头盖被树叶或其他物体充满, 透镜表面有一些凝水, 加热部件出现故障等。 (2) 能见度低。造成能见度低的原因主要是取样量受到影响。当能见度低时, 需检查镜头盖。如果镜头盖被轻微扭转, 尽量将其对直, 并试图为接收机、发射机光学元件找到合适的方向。 (3) 在无降水时, FD12P报告降水。此时, 需确保在FD12P附近没有闪光灯, 因为闪光灯会使FD12P光学信号检测出现中峰值;检查在采样范围内有无外来物体, 采样范围内的树枝或其他移动物体可能导致散射信号突变;如果在0 ℃以上发现故障, DRD12 不能正常工作, 需彻底清洁DRD12 传感器表面。
参考文献
[1]黄捷.桂林机场地面气象自动观测系统介绍[J].广西气象, 1994 (04) .
[2]李震.芬兰气象自动观测系统的技术保障及故障分析[J].气象水文海洋仪器, 2007 (04) .
midas有限元 篇7
随着我国经济的发展,钢箱梁桥(如斜拉桥,悬索桥,拱桥等)在不断的修建,也较多地采用悬臂拼装的施工方法进行施工。但每节梁段在悬臂拼装过程中要受到梁段自重,施工荷载等作用,将会产生竖向的位移,且其拼接缝在梁段制造的时候就已经确定,施工中能调整的量是有限的,这就加大了新拼接梁段在悬吊状态下与已拼接梁段完美对接的难度,甚至使其达不到设计成桥时的线形[1]。为了避免这种情况的出现,如何选择梁段间的制造转角就显得很重要了。本文对悬臂拼装桥梁的主梁预拼线形的问题进行了讨论,用零初始位移法和切线初始位移法计算了主梁安装线形,较好地解决了主梁梁段拼装时线形的控制问题。
1 安装线形的计算
安装线形是指在悬臂拼装的过程中各新安装梁段的自由端所连成的曲线。要注意,安装线形中的各个点并不是同时存在的,它实际上是一条虚拟的曲线。
在线弹性的范围内,它的计算公式如下[2,3]。
He=Hc-Hv。
式中:He—安装线形;
Hc—设计成桥线形;
Hv—成桥竖向位移(最终挠度值)。
设计成桥线形是已知的,求安装线形的关键就转化为如何求成桥竖向位移。
2 成桥竖向位移的计算
成桥竖向位移的计算目前主要有两种有效的方法,分别是零初始位移法和切线初始位移法[4,5]。两者的主要区别在于位移的计量方式不同:零初始位移法是设定新增节点的位移为零;而切线初始位移法是将新节点的初始位移指定到沿着已成梁段悬臂端切线上。切线初始位移法在实际计算时可将所有悬臂拼装的梁段一次安装上去,但各梁段的重量为零,然后逐个梁段施加重量。这样,未施加自重的那些梁段只是随着已受力梁段而发生刚体位移,即其位置始终是顺着受力梁段切线方向的。通过此方法计算出来的位移不会与零初始位移法推算出来的结果相矛盾,实际上制造线形随着逐段加载于梁段安装时在该梁段悬臂端达到安装线形。
3 工程算例
广东省某斜拉桥为2×136 m的独塔单索面混合梁斜拉桥,其总体结构布置如图1所示。 桥面全宽42.9 m,主梁采用钢箱梁与混凝土箱梁相结合的混合梁,主塔中心线顺桥向两侧共28 m范围采用预应力混凝土箱梁(0#块),其余部分为扁平闭口钢箱梁,钢箱梁段与混凝土梁段采用钢-混结合段连接。主桥的钢箱梁全长244 m,桥梁中线处梁高3.5 m。钢箱梁标准节段长12 m,最大吊装重量2 185 kN,主梁断面如图2所示。全桥共分为一个0#节段以及两侧各12个节段,其中3#节段到10#节段,这8个节段采用悬臂拼装方式施工。
在零初始位移法模型中,主梁钢箱梁的重量可以按自重荷载在施工梁段的时候加,也可以先按零重量把主梁加上,再施加重力。值得注意的一点是,安装线形的确定是要保证拼装的那一刻两钢箱梁在结合处可以实现完美的对接,不出现太大的缝隙。因此,从模型中提取数据分析计算时,是要提取在桥面吊机前移并吊起下一节段的钢箱梁这一工况下的数据。零初始位移法在吊装6#梁段这一工况下的位移形状如图3所示。零初始位移法下的竖向位移值如表2所示。
在切线初始位移法的模型中,主梁除边跨支架施工的12#梁段以外的所有节段要一次性都加上去,但必须是零重量。当施工到这一节段时,才把该梁段的重力以外荷载的形式加上。
特别要注意的是,尽管合拢段11#梁段是在边跨12#梁段施工以后才施工的,也要在激活主梁节段1#的时候一起激活。切线初始位移法在吊装6#梁段这一工况下的位移形状如图4所示。切线初始位移法下的竖向位移值如表2所示。
4 结语
本文通过对零初始位移法和切线初始位移法的介绍,研究了钢箱梁悬臂拼装安装线形的计算方法,并比较了两种方法的异同。以此为基础,研究了一个工程实例,通过分析对比数据,得出:零初始位移法虽然建模过程简单,不容易出错,但计算过程相对繁琐复杂,用于计算的数据较多;切线初始位移法虽然建模过程稍微复杂,但计算过程简单明了,用于计算的数据也相对较少。
此外,从数据分析可以看出,零初始位移法的计算结果和切线初始位移法的计算结果是不会有冲突的。它们的误差最大值没有超过0.2 mm,这可能是由于软件计算误差引起的。
因此,建议在做相关计算的时候,使用较优的切线初始位移法。如果时间充足,可再用零初始位移法计算,以校核切线初始位移法结果的准确性,保证对成桥线形的良好控制。
参考文献
[1]李乔,唐亮.悬臂拼装桥梁制造与安装线形的确定.第十六届全国桥梁学术会议论文集,长沙,2004:297—302
[2]何畏,唐亮,强士中,等.大跨度焊接钢箱梁斜拉桥施工控制技术研究及应用.桥梁建设,2002;(3):25—27
[3]葛耀君.分段施工桥粱分析与控制.北京:人民交通出版社,2003
[4]林致胜.佛山九江大桥组合梁斜拉桥的施工控制研究.华南理工大学,2010