T形截面（精选7篇）
T形截面 篇1
在钢结构住宅设计中, 结构体系主要是用热轧H型钢建造多层 (4层～6层) 或小高层 (7层～18层) 的框架结构, H型钢柱截面尺寸一般在200mm×200mm至400mm×400mm, 再加上保护层和饰面, 柱子在室内凸出, 影响建筑美观, 使用不方便。由此设想, 在钢结构住宅建筑中若能使用钢异形柱, 就能解决钢结构住宅建筑室内柱角凸出问题。常见钢异形柱截面如图1所示, 其中T形截面用于边柱, 十字形截面用于中柱, L形截面用于角柱[1]。异形截面柱作为一种新型构件, 在当前国家重点推介的轻钢结构住宅建设中具有广阔的应用前景。异形截面柱具有独特的优点, 能有效提高建筑的使用面积, 且平面布置灵活。但异形截面柱的稳定计算与截面的几何参数有关, 目前, 还没有相应的计算公式, 不便于异形截面柱的推广使用。为此, 本文应用开口薄壁杆件约束扭转理论, 选取其中的T形截面对其进行主扇性静矩、主扇性惯性矩等截面几何参数的分析, 导出各参数的计算公式。
1 薄壁杆件约束扭转理论
1.1 约束扭转变形的基本假定[2]
开口薄壁构件在扭转时由于翘曲受到约束, 因此构件还将产生截面上下两翼缘相反方向的弯曲变形。因扭矩形成扭转变形, 并产生翘曲扭矩、翘曲正应力和翘曲剪应力, 需导出它们与扭转变形之间的关系式。
钢异形柱属于开口截面薄壁杆件, 它也可以看成是一种长柱壳。柱壳的中面与其横截面的交线称作截面的外形轮廓线。在扭转荷载作用下, 按照传统的薄壳理论来计算, 是十分复杂的。符拉索夫参照自由扭转时开口截面薄壁杆件的变形特点, 对约束扭转时的变形作了以下两个基本假定:
1) 在小变形条件下, 杆件截面外形轮廓线在其自身平面内保持刚性, 即不变形;在出平面方向 (杆轴方向) 可以翘曲。
2) 杆件中面上的剪应变为零。即认为相交于某点的母线与外形轮廓线变形后仍保持为直角。
1.2 截面主扇性特征
截面主扇性特征主要指的是主扇性面积, 主扇性静矩和主扇性惯性矩。对于如图2所示开口截面薄壁构件截面, 其剪心的坐标为 (x0, y0) , 剪心到截面上任意点P处切线的垂直距离, 即极距为ρs, 翘曲惯性矩 (也称为主扇性惯性矩) 的一般计算公式[3]是
Iω=∫Aω
式中ωn称为主扇性坐标, 相当于在图2中任意开口截面薄壁构件截面上任意点P的扇性坐标ωs减去全截面的平均扇性坐标
在计算过程中, 选择了截面上s=0的A点, 此点称为扇性零点。扇性零点是可以任意选定的。通常从某一扇性零点开始, 以逆时针得到的扇性坐标ωs为正值, 顺时针得到的为负值, 故ωs的计算值是带有正负号的。如果选择的A点正好使∫AωsdA=0, 那么可得ωs=ωs, ωs本身就成了主扇性坐标。对于双轴对称截面, 就有ωs=ωs。对于由诸多矩形板段组成的开口薄壁截面, 其中任一板段截面的厚度为ti, 长度为li, 板段两端的主扇性坐标分别为ωni和ωni+1, 则整个截面的翘曲惯性矩[3]为
任意截面的翘曲应力的计算公式是式 (4) 、式 (5) 。
式 (5) 中Sω称为翘曲静矩, 又称为扇性静矩, 它是与截面的曲线坐标s对应的一种几何性质。
1.3 求解主扇性几何特征步骤
直接求截面的主扇性坐标比较困难, 往往我们会通过截面一个辅助点来求其主扇性坐标, 再通过扇性极点与扇性零点变化公式进行求解主扇性坐标。若A (xA, yA) 为所求的主扇性极点, B (xB, yB) 点为辅助极点, 扇性极点与扇性零点改变时扇性面积ω的变化公式[4]:
ωA=ωB+ayx-axy+C (6)
式 (6) 中:
求截面主扇性几何特征有以下几个主要步骤[3]:
1) 在截面上任选项两个点B、M0作为参考扇性极点与零点, 作出参考扇性面积图。
2) 求截面关于参考扇性面积与坐标主轴的惯性积IωBx, IωBy和关于坐标主轴的惯性矩Ix, Iy, 并求出
3) 按照式 (6) 求主扇性极点的位置与参考零点处的主扇性坐标C, 并以C为参考点作主扇性坐标图。
4) 由主扇性坐标图求主扇性静面矩图和主扇性惯性矩。
2 T形截面的几何特性计算
T形截面钢异形柱由一个T型钢 (截面参数为b1, t1, h1, tw1) 和一个工字型钢 (截面参数为b2, t2, h2, tw2) 组合, T型钢柱称为1柱, 工字型钢称为2柱, 由于薄壁杆件的板段壁厚远小于其他尺寸, 壁厚在扇性特征计算中忽略其对截面的影响, 如图3所示。
2.1 剪心的计算
T形钢异形柱截面以y轴为对称轴, 即剪心必在y轴上。即
I1y, h1, Iy均为正, 即ay值为正, S剪心位于B点之上。
2.2 主扇性坐标
以剪心S点为扇性极点, 做钢异形柱截面主扇性坐标值图, 如图6。
2.3 主扇性惯性矩和主扇性静矩
根据主扇性坐标图, 将每段矩形的主扇性坐标代入式 (3) 得
整理得
式 (8) 就是T形钢异形柱截面翘曲惯性矩计算公式, 式中, I1y为1柱对其本身的对称轴y的惯性矩;I2x、I2y为2柱对其本身两个主轴的惯性矩。
根据主扇性坐标图, 将主扇性坐标图ωn值与1值图图乘, 得到主扇性静矩值图, 对截面每个节点编号, 如图7, 节点1, 3, 6, 7, 9, 10点为开口点, 由于s=0。即有
由于T形为对称截面, 所以只算截面的一半, 根据对称可得另一半的主扇性静矩坐标。从计算来看, 截面每个板段都是二次线性变化。其截面最大静矩点就在4号点 (即B点) 。
3 小结
本文推导出了T形钢异形柱主扇性惯性矩公式 (7) 和主扇性静矩的计算公式 (8) , 和参考文献[3]P260中的截面6作对比, 剪心的位置是都是位于T型钢的腹板上, 计算公式是一样的。不同的是, T形钢异形柱的主扇性惯性矩比其截面的多了一项2号柱 (T形钢异形柱中工字型钢) 翼缘对本身的x’主轴的惯性矩与其到剪心的距离的平方的积, 这也充分说明2号柱的翼缘对整个截面的约束扭转是有利的, 从而也说明了钢异形柱要比其他型钢具有更高的抵抗扭转的能力。从计算公式上, 我们可以看得出, 钢异形柱的主扇性几何参数非常复杂, 对于工程应用非常不方便, 为此, 可以将此公式与相对应的型钢参数结合做成数据表, 以便于在钢异形柱构件设计计算中使用。
摘要：以弹性开口薄壁杆件约束扭转理论为基础, 对钢异形柱的截面几何特性进行分析。计算出钢异形柱中T形截面的主扇性坐标、主扇性静矩、主扇性惯性矩等几何参数, 为钢异形柱构件的工程应用提供计算参数。
关键词：钢异形柱,主扇性坐标,主扇性静矩,主扇性惯性矩
参考文献
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T形截面 篇2
关键词：部分再生混凝土,T形截面,叠合梁,受弯性能
0 前言
随着人类社会城市化进程的不断推进,城市及其周边地区的建筑垃圾与日俱增[1],这不仅对自然界的生态环境构成了严重的威胁,而且也导致了正在急剧减少的天然建筑原材料的进一步匮乏[2]。人类的生态环境和资源利用的“可持续性发展”受到了严峻的挑战。
废弃混凝土的再生利用为这个难题的解决开辟了一条全新的思路,同时也对建筑垃圾的有效资源化应用提出了可能。目前,国内外对再生混凝土的研究更多的侧重于再生骨料的基本性能、级配优化及耐久性能等方面[3][4],对于再生混凝土构件性能的研究较少,尤其是对再生混凝土叠合构件受力性能及破坏机理的研究更是鲜有涉及。本文就此进行了部分再生混凝土T形截面叠合梁受弯性能的试验研究,为再生混凝土的研究及推广使用提供参考。
1 试验设计
1.1 混凝土的配合比
本试验中的再生粗骨料来自实验室中废弃的混凝土试验梁,其所用混凝土的龄期为2~3年,强度为35~45MPa。废弃的混凝土试验梁经人工及颚式破碎机破碎加工而成再生粗骨料,再生骨料及天然(碎石)骨料的粒径均为5~30mm,级配连续均匀,水泥采用鲁山牌42.5普通硅酸盐水泥,细骨料选用天然河砂,中砂。本次试验中的再生混凝土及普通混凝土的设计强度均为C30。具体试验混凝土配合比参见表1。
1.2 试验梁的设计
本试验中采用混凝土二次浇注的方式制作了5根T形截面叠合试验梁。所有试验梁腹板部分均采用普通混凝土浇注,24小时候后进行翼缘部分混凝土的浇注,其中1根使用与腹板相同的普通混凝土 ,其余4根分别采用再生骨料取代率为30%、50%、70%及100%的再生混凝土。
所有试验梁底部,纵向受力钢筋均为2根直径14mm的HRB335钢筋,配筋率ρ=0.91%;架立钢筋为2根直径为8mm的HPB235钢筋;箍筋采用HPB235钢筋,在纯弯段及剪弯段中分别为按 8@200及 8@100布置,如图1所示,试验梁所用材料的力学性能参见表2。
本试验中梁的加载方式采用三等分点加载,跨中纯弯段为800mm,具体的试验装置如图2所示
2 试验结果及分析
2.1 试验现象
试验过程中当外加荷载比较小时,荷载与挠度之间呈线性关系,钢筋和混凝土的测点应变值均比较小,此时受拉主筋的应变值与其附近同一水平处的受拉区混凝土几乎相同。随着荷载的进一步加大,腹板受拉区边缘混凝土达到极限抗拉强度,混凝土随之开裂,与此同时受拉钢筋的应变值突然增大,此时钢筋承担了原来混凝土承受的部分拉应力。此后荷载继续增加,试验梁的腹板裂缝不断向上开展并不断出现新的裂缝,翼缘下侧外边缘也开始出现细微的竖向裂缝,但开展速度要比腹板裂缝慢,梁的挠度增加较快。当受拉钢筋屈服后,随着试验梁挠度的快速增加,腹板与翼缘中裂缝的开展速度越来越块,宽度越来越大并且逐渐相互连接,同时混凝土受压区的塑性特征表现得越来越明显,此时试验梁的外加荷载增加却不多。最后翼缘顶部混凝土受压碎裂,试验梁达到极限破坏。
所有的试验梁在达到极限破坏后,翼缘与腹板的叠合面均保持了良好的完整性,反映出再生混凝土翼缘与普通混凝土腹板之间良好的叠合整体工作性能。
2.2 试验结果
通过试验测得的试验梁的开裂荷载Pcr、开裂弯矩Mcr、极限荷载Pu及极限弯矩Mu如表3所示,由表中试验数据可知,随再生骨料取代率的增加,再生混凝土试验梁的开裂荷载和极限承载力均比普通混凝土略有减小。
2.3 试验梁正截面应变分析
混凝土结构设计原理重要的基本条件之一就是正截面的平截面假定。因此,无论普通混凝土试验梁还是再生混凝土试验梁的理论分析计算过程中,混凝土正截面的平截面假定验证工作不可或缺。
由图4分析可得,无论再生骨料的取代率为多少,从试验开始加载至达到极限荷载,试验梁跨中正截面混凝土的正应变呈线性变化,这说明部分再生混凝土T形截面叠合试验梁在加载受弯过程中,混凝土梁正截面的平截面假定依然成立。
2.4 承载力计算
本试验中,试验梁极限承载力的计算公式采用现行《混凝土结构设计规范》(GB50010-2010)中普通混凝土矩形截面梁正截面承载力计算公式,即:
undefined
其中:
fy— 为钢筋抗拉强度实测值;
As— 为受拉区钢筋截面面积;
h0— 为截面有效高度;
b— 为截面宽度(本试验中为试验梁翼缘宽度);
fc — 为混凝土轴心抗压强度实测值
上述公式中,混凝土轴心抗压强度通过混凝土立方体抗压强度的平均值换算得出,各试验梁极限承载力的计算值与实测值对比参见表4。
RCAB-0 RCAB-50 RCAB-100
由上表可见,各试验梁依据现行《混凝土结构设计规范》(GB50010-2010)中的公式计算所得的极限承载力计算值与实测值之间具有较好的吻合性,并且实测值均大于计算值,说明采用现行《混凝土结构设计规范》(GB50010-2010)用于计算部分再生混凝土T形截面叠合梁的极限抗弯承载力是适用的。
2.5 荷载-跨中挠度关系
通过考虑支座位移修正后所得到的试验梁荷载与跨中挠度的变化关系曲线图,可得,与天然骨料混凝土梁受弯试验相似,再生混凝土T形截面叠合梁的受力过程总体上也可分为三个阶段:开裂之前的弹性变形阶段、开裂之后到受力主筋开始产生屈服的阶段及受力主筋开始屈服到试验梁极限破坏的阶段。
RCAB-70
图5 描述了再生骨料取代率为0%和70%的试验梁荷载与跨中挠度变化的关系图形,发现再生混凝土T形截面叠合试验梁的挠度发展随荷载变化的规律与普通混凝土基本相似,但在相同试验加载下,试验梁开裂后,随再生骨料取代率的提高,再生混凝土试验梁荷载-跨中挠度曲线的斜率有所减小,反映出再生混凝土试验梁挠度增加的速度及幅度比普通混凝土有所提高。这主要是因为再生混凝土的弹性模量比天然骨料混凝土低,并随再生粗骨料取代率的增加而有所降低的原因所致。
3 结论
1) 无论再生骨料取代率的多少,部分再生混凝土T形截面叠合试验梁的受力变形过程和极限破坏形态与普通混凝土试验梁相似,即同样具有明显的弹性变形、开裂、塑性屈服、极限破坏四个典型的阶段特征。
2) 各试验梁跨中正截面混凝土的正应变与荷载之间呈正比例关系,说明平截面假设对部分再生混凝土T形截面叠合试验梁依然成立。
3)随再生骨料取代率的增加,各部分再生混凝土T形截面叠合试验梁受荷过程中裂缝生成及发展变化的规律基本相同。
4) 随再生骨料取代率的增加,各部分再生混凝土T形截面叠合试验梁实测的开裂荷载和极限承载力均略有减小;现行《混凝土结构设计规范》(GB50010-2010)中相应的受弯构件承载力计算公式对于部分再生混凝土T形截面叠合试验梁依然适用。
5) 各试验梁的挠度随荷载变化的规律基本相似;随再生骨料取代率的增加,试验过程中梁挠度随荷载增加的速率及幅度有所增加,但极限挠度值变化不大。
参考文献
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T形截面 篇3
异形柱最突出的特点是截面灵活, 可以避免因柱体突出墙面占用一定的室内空间, 增加房间的使用面积[1]。方钢管混凝土柱具有承载力高, 抗震性能好, 节点构造简单等特点[2]。由于方钢管混凝土组合异形柱是在钢管混凝土柱和异形柱的研究基础上新发展起来的一种结构, 同时具有方钢管混凝土柱和异形柱的特点。因此, 对住宅结构体系, 方钢管混凝土组合异形柱具有广阔的发展前景。荣彬等[3]通过轴压试验, 对L形截面方钢管混凝土组合异形柱的力学性能进行了研究。Chen等[4]通过6根方钢管混凝土组合异形柱的理论分析和试验研究, 推导出承载力计算公式。Zhou等[5]对方钢管混凝土组合异形柱进行了低周往复荷载作用下的抗震性能研究, 结果表明异形柱整体工作性能及抗震性能较好。
方钢管混凝土组合异形柱作为一种组合结构, 其力学性能的影响因素很多, 各参数之间的函数关系复杂, 性能指标难以用精确的解析表达式计算。此外, BP神经网络方法可以通过学习和记忆来找出输入、输出变量之间的非线性映射[6], 理论证明一个三层网络可以任意精度逼近任意给定的连续函数, 具有极强的非线性映射能力, 是一种很有效的求解非线性问题的方法[7]。本文采用有限元对T形截面异形柱的压弯承载力进行模拟分析。基于有限元分析结果作为神经网络训练样本, 并进行参数化分析, 对T形截面异形柱的压弯承载力进行研究。
1 压弯力学性能的有限元分析
采用有限元分析软件ANYSY, 编制命令流, 对已有的3根T形截面方钢管混凝土组合异形柱 (见图1) 压弯承载力进行模拟分析和试验研究, 通过分析结果与试验数据进行比较, 验证有限元分析的可行性。
1.1 有限元建模及网格划分
在有限元分析模型中, 建立的T形截面方钢管混凝土组合异形柱模型高1600mm;单肢方钢管截面尺寸80mm×80mm, 管壁厚为4mm, 钢材选用Q235钢;混凝土采用C30强度等级;设计在1600mm×80mm×4mm的连接钢板上挖13个圆孔, 圆孔半径20mm, 圆孔中心距115mm。
模型中混凝土采用Solid45模拟钢管内混凝土, 关闭混凝土的压溃和开裂;钢管和连接钢板采用Shell181单元;上下所盖钢板采用Solid45单元;4根钢管的网格划分相同, 单元尺寸均为16mm×13mm。4根钢管内浇筑的混凝土网格划分也都相同, 尺寸为160mm×40mm。连接钢板网格采用映射划分, 限制为三角形单元, 控制最大边长为10mm。图2为异形柱的钢材和混凝土的网格划分形式。
1.2 材料的本构关系
钢材和混凝土均采用Von Mises屈服准则。钢材选用Mises屈服准则中的双线性各向同性强化理论, 混凝土选用多线性各向同性强化理论。计算参数见表1。
1.3 加载和接触方式
T形截面方钢管混凝土组合异形柱有单向受压和双向受压, 为使其为压弯受力状态, 把力分别作用在异形柱的对称肢、不对称肢和中肢上。故设计在三个边肢的截面上加载面力, 并把这个力加载在截面各个节点上, 再耦合各节点。最后采取位移加载, 保证全截面均匀受力, 避免出现应力集中现象。
采用Targe170和Conta173单元模拟钢管和混凝土间的接触作用;采用Targe170单元和Conta174单元模拟上下钢盖板和混凝土之间的接触作用。设置接触单元Conta173和Conta174的部分关键字选项, 消除初始缝隙和初始渗透。在每一荷载子步更新接触刚度, 并加入Shell181壳单元的厚度影响。
1.4 分析与试验结果对比
通过对T形截面异形柱进行压弯试验, 利用试验数据与有限元计算结果分析对比, 验证有限元的可行性。
1.4.1 破坏形式
(1) T形截面方钢管混凝土组合异形柱中肢有限元分析和试验的破坏形式如图3所示。试验结果表明, 直接受力单肢弯曲, 并带动整体发生明显的弯曲现象。破坏时, 直接受力单肢出现局部鼓曲, 与其相连的两对称单肢发生轻微的扭转变形。连接钢板在顶部开孔处被剪坏。有限元分析得出, 直接受力单肢发生局部屈曲, 结构整体轻微的弯曲。由于试验中直接受力单肢布置了加劲肋, 提高了单肢的强度和刚度, 致使整体的承载力提高, 各肢共同作用明显。
(2) T形截面方钢管混凝土组合异形柱不对称边肢的有限元分析和试验破坏变形如图4所示。试验中, 直接受力单肢随着荷载的增大发生扭转变形, 直至局部屈曲出现。试件整体发生明显的弯曲现象。连接钢板在顶部开孔处被剪坏。有限元分析结果和试验结论吻合较好, 结构整体发生较大的弯曲, 连接钢板多个开孔处发生严重剪切破坏。
(3) T形截面方钢管混凝土组合异形柱对称边肢的有限元分析和试验破坏形式如图5所示。对称边肢直接受力的试验中, 整体发生轻微的弯曲现象, 直接受力单肢最后发生局部鼓曲。连接钢板开孔处剪切变形不明显。有限元分析结果与试验现象基本一致, 结构整体发生弯曲变形, 直接受力单肢屈曲破坏。
1.4.2 异形柱的承载力
试件的承载力见表2。由表2可知, T形方钢管混凝土组合异形柱压弯试验极限承载力与有限元程序ANSYS计算结果的最大误差为7.9%, 最小误差为3.7%, 二者较吻合, 验证了有限元程序的可靠性。
1.4.3 有限元计算结果
利用正交试验设计32组T形方钢管混凝土组合异形柱, 通过ANSYS有限元程序对这32组异形柱进行压弯模拟计算。试件承载力计算结果如表3所示。
k N
2 压弯承载力的神经网络模型
2.1 建立网络模型
由于BP网络结构是典型的有导师学习。因此必须有一个对网络进行训练的训练集, 使网络能按照学习算法调整各参数。此外, 还需要建立一个评价训练好的网络性能的测试集。
本文采用三层前馈型BP网络结构来建立评估承载力的模型。根据本次研究的目的, 选取T形方钢管混凝土组合异形柱压弯承载力作为输出变量;钢管尺寸、钢管高度、钢管厚度、连接板开孔大小、钢材强度、混凝土强度、盖板厚度7个因素为输入变量。隐含层节点个数通过程序的反复调试和综合考虑误差大小、训练速度等确定为22个。其拓扑结构为7-22-1, 模型如图6所示。
2.2 样本的选取
训练样本的选择对网络训练很重要, 当样本训练数据不足时, 会造成过度拟合。样本的训练原则是尽量使用较少的样本同时又包含尽量丰富的信息。实测数据和模拟数据是样本收集的主要途径。由于T形截面方钢管混凝土组合异形柱压弯试验试件只有3个, 故本文训练采用模拟数据。采用编制的ANSYS命令流文件对上述32组T形截面方钢管混凝土组合异形柱压弯承载力进行模拟仿真, 得出的结果作为神经的训练样本。
2.3 训练网络模型
本文采用模拟计算的32组数据作为样本数据, 训练前将数据规范化到[0, 1]之间, 其中28组作为网络模型的训练集, 传递函数为非线性对数S型函数。由于BP算法在实际应用中收敛速度较慢, 为加快学习收敛速度, 采用L-M优化算法, 学习速率取lr=0.06, 期望系数误差goal=0.001, 对网络系统反复训练, 直到满足期望误差要求。其余4组作为测试集, 对其进行仿真预测。样本训练结果见表4。
2.4 网络模型仿真预测
采用训练好的网络模型结构对训练数据无关的4组数据进行测试, 测试结果见表5。由表5可知, 4组数据误差不超过10%, 说明网络模型训练值与数值模拟结果较吻合。所以, 建立的神经网络模型具有可行性, 训练效果较好, 具有一定的泛化能力。
3 参数变化对压弯承载力的影响
利用上述网络模型, 分析各种参数变化对T形截面方钢管混凝土组合异形柱压弯承载力的影响, 可以假定该网络模型输入相应的参数。这些假定的参数必须在网络学习时所采用的样本空间范围内, 以确保网络的可靠性。本文假定在一组数据中其他参数相同的情况下, 分析钢材强度、混凝土强度、开孔大小、钢管尺寸4个参数对T形截面方钢管混凝土组合异形柱压弯承载力的影响情况。
3.1 钢材强度的影响
钢材强度对T形截面方钢管混凝土组合异形柱压弯承载力的影响情况如图7所示。钢材强度分别为215N/mm2、260N/mm2、290N/mm2、320N/mm2、340N/mm2、370N/mm2, 其他参数依次为:混凝土强度19.1Nmm2、钢管高度2000mm、钢管尺寸90mm、钢管厚度5mm、连接板开孔大小40mm、盖板厚度35mm。由图7可知, 随着钢材强度的提高, 异形柱承载力也相应提高。
3.2 混凝土强度的影响
图8为混凝土强度对T形截面方钢管混凝土组合异形柱压弯承载力的影响情况, 混凝土强度分别为14.3N/mm2、16.5N/mm2、17.5N/mm2、18.5N/mm2、19.5N/mm2、21.1N/mm2, 其他参数依次为:钢材强度215N/mm2、钢管尺寸90mm、钢管厚度5mm、连接板开孔大小40mm、盖板厚度35mm、钢管高度2000mm。由图8可知, 混凝土强度提高, 异形柱轴压承载力也相应提高。
3.3 钢管尺寸的影响
图9为钢管尺寸对T形截面方钢管混凝土组合异形柱压弯承载力的影响情况, 钢管尺寸分别为75mm、80mm、85mm、90mm、95mm、100mm, 其他参数依次为:钢材强度215N/mm2、混凝土强度19.1N/mm2、钢管厚度5mm、连接板开孔大小40mm、钢管高度2000mm、盖板厚度35mm。由图9可知, 随着钢管尺寸的提高, 异形柱压弯承载力也相应提高。
3.4 连接板开孔大小的影响
图10为连接板开孔大小对T形截面方钢管混凝土组合异形柱压弯承载力的影响情况, 连接板开孔大小分别为32mm、37mm、42mm、49mm、54mm、60mm, 其他参数依次为:钢材强度215N/mm2、混凝土强度19.1N/mm2、钢管尺寸100mm、钢管厚度5mm、盖板厚度35mm、钢管高度2000mm。
由图10可知, 随着连接板开孔变大, 异形柱承载力降低, 只是承载力降低的百分率随连接板开孔变大影响不显著。
4 结论
(1) 对T形截面方钢管混凝土组合异形柱压弯采用有限元分析模拟和试验研究结果进行对比, 验证了有限元的可行性。基于有限元分析结果对T形截面方钢管混凝土组合异形柱压弯承载力进行神经网络预测。结果表明, 建立的神经网络模型能较快、较准确的计算出T形截面方钢管混凝土组合异形柱压弯承载力。
(2) 混凝土强度、钢管强度、钢管尺寸、开孔大小对轴压承载力有显著影响。
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T形截面 篇4
由于双曲拱桥具有结构新颖美观、轻巧、省材料等优点,20世纪60年代～80年代期间,全国各地修建了数量众多的双曲拱桥。受当时经济水平和技术条件的限制,这些双曲拱桥普遍存在设计水平、施工控制水平和荷载标准均偏低,且结构用钢量不足的问题。加上双曲拱主拱圈由拱肋、拱波、拱板等构件组合而成,存在整体性不足的先天缺陷。
90年代以来,我国经济的快速增长引起交通流和重交通量急剧增加,大部分双曲拱桥都出现了不同程度的病害,许多已经成为危桥。本文以马尾港大桥为实例着重介绍的这种改双曲拱截面为箱形截面的加固技术,具有既能够提高主拱圈承载力,又可以增强主拱圈整体性的双重效果,实际应用价值显著。另外,本文将该桥应用到的其他加固技术也一并作了详细介绍。
1 桥梁概况
马尾港大桥位于江西省鄱阳县景湖线K36+927公桩处,全长111.2 m,是一座6孔净跨径15 m的空腹式等截面悬链线双曲拱桥。主拱圈净矢跨比为1/5,拱轴系数m=1.167。主拱肋宽度为40 cm,拱肋间净距为95 cm,主拱圈总宽度为850 cm。每跨主拱圈拱脚处对称设置有1个腹孔,且各桥墩处均设置有1个腹孔。大桥下部构造为扩大基础配重力式桥墩及U形桥台。
马尾港大桥已使用多年,存在主拱圈跨中附近环形开裂等影响桥梁结构安全的病害,且现行交通量和规范要求大桥达到荷载等级“公路—Ⅱ级”的使用要求。在该桥的加固提载工程中,综合应用了改双曲拱截面为箱形截面、主拱圈拱脚段拱背上缘现浇钢筋混凝土、腹拱圈下缘增设钢筋混凝土套拱等加固提载技术。
2 大桥原有病害情况及加固方案的拟定
2.1 大桥原有病害情况
1)双曲拱主拱圈为预制拼装构件,且横系梁尺寸较小(横截面尺寸仅为12 cm×12 cm),存在局部混凝土脱落,钢筋外露并锈蚀的现象,主拱圈整体性较差,以致主拱肋与拱波相接处在两四分跨之间因弯矩过大而产生环向裂缝,裂缝宽度一般为0.3 mm～0.5 mm,最宽者达到2 mm～3 mm。2)大桥腹拱圈由小块石砌筑而成,整体性较差,在车辆荷载的作用和冲击下,容易在弯矩最大的拱顶处开裂。所以各腹拱圈拱顶位置处的横桥向有贯穿裂缝,这些裂缝经侧墙发展至人行道板,并延伸至桥面铺装。3)部分腹拱墩墩顶处侧墙发生了竖向开裂现象,局部甚至长有树苗,造成砌石脱落。4)现场检测时发现主拱肋未配置钢筋,且存在拱波拱顶处局部开裂的现象。桥面积水下渗至拱背进而渗入到主拱肋及拱波,对主拱圈产生侵蚀,并在拱波开裂处产生渗水、结晶现象。5)部分桥墩扩大基础外露,并存在局部基底淘空现象。6)大桥行车道与人行道板等高,过往车辆极易对栏杆产生刮蹭或碰撞,致使其遭到破坏。
2.2 加固方案的拟定
通过在主拱圈拱肋下缘现浇钢筋混凝土底板,将拱肋两两相连,把双曲拱主拱圈截面改为箱形截面,既可以增大主拱圈的截面面积、降低截面形心高度,又可以通过增设下缘受拉主筋,分别达到提高主拱圈抵抗正、负弯矩的能力。另外,还可以使整座桥梁上部结构形成牢固的整体,解决了双曲拱桥拱圈整体性较差的“先天不足”问题。
这种加固技术其实还是属于增大截面法加固范畴,与其他简单的增大截面加固方法相比,有如下优点[2]:1)施工方便。2)对旧桥破坏小。3)双曲拱桥作为组合结构,其主拱圈均存在整体性差的缺陷,进行箱形拱改造后,可极大地增强主拱圈的横向联系,使主拱圈的整体性得到很大提高。4)大面积高强度的钢筋混凝土底板与旧拱圈共同受力,提高了旧桥的承载力。
3 加固前、后结构理论分析
3.1 计算模型的建立
加固前、后大桥结构理论分析均采用桥梁结构计算程序Midas-Civil建立有限单元模型并进行验算分析。将加固前、后的桥梁结构简化成2 218个节点,3 200个单元。理论分析模型见图1。
3.2 结构理论分析结果
根据马尾港大桥结构形式、实际状况及受力特点,着重对拱脚、四分跨、跨中截面进行验算。加固前、后的理论分析荷载组合方式均按“1.2×(恒载+二期恒载)+1.4×公路Ⅱ级+0.8×人群”取值。结构理论分析结果见表1。
由表1可见,加固前大桥各控制截面承载力均不能满足规范要求。加固后除主拱圈四分跨、拱脚两断面及腹拱圈四分跨断面外,其余各控制截面偏心距均在容许偏心距范围内,其承载力满足“公路—Ⅱ级”荷载等级的要求。对于偏心距超过容许限值的断面系按钢筋混凝土偏心受压构件进行设计,且承载力亦满足“公路—Ⅱ级”的承载要求。
4 大桥加固提载技术应用研究
4.1 主拱圈应用到的加固提载技术
1)在主拱圈下缘现浇整体式钢筋混凝土底板,将主拱圈截面由双曲拱改为箱形拱以增强主拱圈的整体刚度,并在底板上设置排气孔(见图2),从而显著提高主拱圈的抗扭能力和承载力。
2)在各墩顶腹孔范围内的主拱圈拱背上缘均现浇一层钢筋混凝土,提高主拱圈拱脚截面抵抗负弯矩的能力。
3)化学灌浆法修补主拱圈裂缝,并对破损处进行钢筋除锈后采用环氧砂浆(修补层厚度小于2 cm处)或掺环氧树脂的小石子混凝土(修补层厚度大于2 cm处)进行修复。
4.2 加固提载腹孔的相关技术
大桥腹拱圈病害较为严重且承载力不足,因此除了采用与修补主拱圈裂缝及破损处的类似技术以外,在腹拱圈下缘增设钢筋混凝土套拱来加固腹拱圈,达到增大腹拱圈截面面积、提高其承载力的目的。并在相应腹拱墩表面外包钢筋混凝土,一方面用以提高腹拱墩刚度,减小腹拱圈间的连拱作用,另一方面起到支撑腹拱圈新增套拱的目的。
4.3 下部构造应用到的加固提载技术
对被水流冲刷严重或已淘空的水下基础四周开挖至岩层50 cm深度处,再对开挖面至基础顶面以上50 cm范围内现浇C20水下混凝土。
4.4 应用到的其他加固技术
1)局部修复侧墙空洞后,对侧墙裂缝及变形缝压注水泥浆,再在裂缝和变形缝两侧锚固骑缝钢筋(在骑缝钢筋外抹一层内置ϕ2钢丝网的环氧砂浆)以控制裂缝宽度继续扩展。2)拆除现有的栏杆、扶手,在原人行道上安装π形板并现浇缘石,安装栏杆柱、扶手。
5 结语
双曲拱主拱圈由拱肋、拱波及拱板组合而成,具有整体性差的先天缺陷。而由于当时历史背景的原因,双曲拱桥广泛存在于我国大江南北,采用改变双曲拱截面为箱形截面的加固技术,对于提高这种桥型的承载力具有造价合理、效果显著的特点。
参考文献
[1]谌润水,胡钊芳,帅长斌.公路旧桥加固技术与实例[M].北京:人民交通出版社,2002.
[2]谌润水,周锦中.双曲拱桥加固改造成套技术[M].北京:人民交通出版社,2009.
谈小截面T梁的预制工艺 篇5
北山高架桥位于山西省沁水县境内省道坪曲线K168+397处, 桥梁上部采用3-20 m预应力钢筋混凝土T梁, 下部结构为柱式墩、U形桥台, 基础为扩大基础, 桥梁全长为78.58 m。桥梁的宽度为 (11.5+2×0.5) m。
2 主要工程施工方案及方法
2.1 T梁预制工艺
预制台座底座及模板清理、涂隔离剂→绑扎T梁梁肋钢筋→绑扎隔板钢筋→立模→绑扎翼板钢筋→浇筑混凝土→养护→拆模→穿束→张拉→压浆→封端。
2.2 T梁预制主要施工方法
T梁预制前对台座及钢模板按设计及规范要求进行检查, 对钢模进行试拼和试振, 对张拉设备进行检验, 一切准备工作就序后, 方可进行T梁预制工作。
1) 钢筋绑扎及支模。
先在预制台座上按T梁设计长度量测T梁端线及相应的堵头模板外边线, 并分别作出标记。绑扎梁肋及梁腹钢筋, 完成后绑扎隔板钢筋, 使隔板钢筋与梁肋钢筋连接成整体。完成钢筋绑扎后开始穿铁皮波纹管。完成波纹管工作后开始T梁模板的支立工作, 模板隔离剂应涂刷均匀, 在模板工作支立完成后, 浇筑混凝土前应检查模板的平面位置、顶部标高、节点联系及纵横向稳定性。浇筑时, 应及时发现和纠正模板的偏差。同时预埋件和预留孔洞在模板上须安装牢固、位置正确。T梁翼板钢筋绑扎时要按设计图中钢筋的级别、直径、根数和间距进行完成, 同时按施工规范检查有无钢筋的变形、松脱和开焊, 钢筋位置的偏差是否超过规范要求。在浇筑混凝土前, 对已安装的钢筋及预埋件进行位置检查, 经检查无误后, 方可浇筑混凝土。
2) 梁体混凝土浇筑。
混凝土浇筑采用机动三轮车运输, 吊车提升吊罐入仓, 预应力梁浇筑采用连续浇筑, 斜向分段, 水平分层的浇筑方法, 浇筑方向是从梁的一端循环到另一端。在将近另一端时为避免梁端混凝土产生蜂窝等不密实现象, 应改从另一端向相反方向投料, 在距梁端3 m~4 m处合龙, 分层下料并振捣, 分层厚度不宜超过30 cm, 上下层浇筑时间相隔不宜超过1 h。浇筑混凝土时, 除少量塑性混凝土用人工振捣外一般用振动器振, 直到混凝土停止下沉、冒泡, 表面泛浆、平坦为止。
混凝土浇筑完成在收浆后尽快覆盖并洒水养护。覆盖时不得损伤或污染混凝土表面。拆除T梁的承重模板和支架时, 梁体强度应能承受其自重及其他可能的叠加荷载, 混凝土强度达到20 MPa后方可拆模。混凝土养护时间一般为7 d, 可根据空气的湿度、温度情况酌情调整, 对于混凝土中出现的蜂窝、麻面其面积不超过结构同侧面积的1%;如有裂缝, 其宽度不大于设计规范有关规定;对蜂窝、麻面、掉角等缺陷, 应凿除松弱层, 用钢丝刷清理干净, 用压力水冲洗、湿润, 再用较高标号水泥砂浆或混凝土填塞捣实, 覆盖养护;用环氧树脂等胶凝材料修补时, 应先经试验验证;如有严重缺陷影响结构性能时, 应分析情况, 研究处理。
3) 张拉。
张拉前应对符合设计规定的预应力钢绞线和锚具进行技术鉴定。同时应注意张拉机具 (千斤顶、油泵) 与锚具配套检查和校核、千斤顶与压力表配套校验, 并根据试验时张拉力与压力表读数确定对应关系。预应力钢绞线下料时应满足设计图要求, 存放时应梳整分根、编束、顺直, 按编号分类存放。穿束可采用人工或穿索机进行。待梁体混凝土强度达到设计强度的90%时进行预应力张拉, 该桥采用两端对称分批张拉, 张拉程序为0→初应力 (0.10σcon) →张拉控制应力σcon→锚固2 min。以控制应力为主, 伸长量作为校核。预应力钢绞线的张拉过程中必须做好记录, 根据实际张拉情况控制应力以满足设计要求。
全部张拉工作完成后, 经监理检查合格后方可进行压浆, 压浆工作一般在14 d内由下至上完成。压浆强度控制为0.7 MPa, 时间不超过30 min~45 min, 且连续拌制水泥浆。
孔道压浆完且将梁端进行凿毛处理后, 冲洗干净梁端, 把垫板、锚具及梁端混凝土的污垢清除, 用与梁体同标号混凝土封端。
4) T梁安装。
T形梁运输:采用滚杠运输, 从预制场存梁区运至桥头扒杆喂梁。T形梁架设:a.用油压千斤顶将T形梁转移至带有横木托梁的滚杠上, 采用卷扬机牵引, 将T形梁运至扒杆吊后方。在移梁过程中要确保起重设备和人员的安全。b.架设第二孔T形梁时, 在第一孔T形梁上应做好临时移梁过道。
3 结语
随着国民经济和社会的发展, 人们对干线公路的出行提出了越来越多的安全性要求, 干线公路危桥改造力度也越来越大。本文针对干线公路危桥改造, 结合省道坪曲线北山高架桥施工实际情况, 对干线公路小截面T梁预制施工进行了介绍, 仅为广大公路交通事业同行在同类桥梁施工时提供借鉴和参考, 不足之处敬请批评指正。
参考文献
[1]JTJ 041-2000, 公路桥涵施工技术规范[S].
箱形截面梁的剪力滞效应 篇6
关键词：剪力滞,箱形截面
1 剪力滞效应的概念及其所引起的问题
1924年卡曼 (T.V.Karman) 对宽翼缘的T梁探讨有效分布宽度的问题时涉及了剪力滞效应的问题, 一般情况下, 狭窄翼缘的剪切扭转变形不大, 其受力性能接近于简单梁理论的假定, 即平截面假定, 而宽翼缘因这部分变形的存在, 而使远离梁肋的翼缘不能参与承弯工作, 也即受压翼缘上的压应力随着离梁肋的距离的增加而减小, 这个现象就称为“剪力滞后”, 简称剪力滞效应。箱梁在对称荷载作用下的弯曲也同样存在这种剪力滞现象, 特别是大跨度预应力混凝土桥梁中所采用的宽箱梁, 由于箱梁上下翼板的剪切扭转变形使翼缘板远离箱肋板处的纵向位移滞后于肋板边缘处, 因此产生较为明显的剪力滞效应, 且在翼缘板内的弯曲应力呈曲线分布。近几年相继建造了大量的箱形薄壁梁桥, T构、刚构、斜拉桥, 特别是一些宽跨比较大, 宽高比也较为突出的桥, 这些桥的剪力滞效应是较为严重的。
2 剪力滞效应的计算理论
2.1 弹性理论解法
弹性理论解法有板壳理论 (J.E.Gibson、M.H.Mitwally) 、正交异性板法 (Abdel-Sayed) 和弹性折板理论法 (Goldberg、Leve) 。弹性理论解法是以经典的弹性理论为基础, 其优点是能获得较精确的解答, 能够很好的解决简单的力学模型, 经常用于等截面简支梁的剪力滞问题求解。其中, 弹性折板法运用谐波分析的方法, 可以求解各种支承条件的梁。用该方法研究悬臂箱梁是一个由板件构成的实际的空间体系, 分析时比应用有限元法能大大节约时间, 况且它是一种精确解。但是, 弹性理论解法由于分析和计算公式的繁琐, 很难应用于实际的工程问题, 无法用于复杂结构问题的分析。
2.2 比拟杆法
比拟杆法有加劲薄板理论 (Younger) 、比拟杆法 (H.R.Evans、A.R.Taherian) 。比拟杆法是将处于受弯状态的箱梁结构假定为由许多理想化的加劲杆组成, 其间的薄板将加劲杆联在一起共同受力, 理想化的加劲杆只承受轴向力, 而等效的薄板仅承受水平剪力。理想化的加劲杆的截面积等于实际加劲杆面积在加上邻近薄板所提供的面积。然后根据杆与板之间的平衡条件和变形协调条件建立起一组微分方程, 每块翼板中所产生的剪力滞特性, 可以通过理想化加劲杆的内力来确定。最早探讨该问题的是Younger, 他提出了“加劲薄板理论”。他用等效的连续等厚薄板来代替离散的纵向加劲肋, 并假设由它承受所有的轴向荷载。在此之后, Hadji-Argyris采用与Younger完全不同的结构设想, 提出了“有限加劲肋理论”, Kuhn等提出一种简单加劲肋代换法, 考虑了肋板剪力流的影响, 解决了在轴向力作用下具有三根加劲肋的板和悬臂箱梁受弯时的剪滞效应分析。
2.3 能量变分法
能量变分法是现在被采用的比较多的一种方法。它从假设箱梁翼板的纵向位移模式出发, 以梁的竖向位移和描述翼板剪力滞的纵向位移差的广义位移函数为未知数, 应用最小势能原理建立控制微分方程, 从而获得应力和挠度的闭合解。能量变分法最早由E·Reisser提出, 他假设翼板的纵向位移沿横向按二次抛物线分布, 并且该方法首次成功解决了集中荷载及均布荷载作用下简支梁和悬臂梁的剪力滞问题。很多学者在此基础上, 将此方法推广到假设N次抛物线位移函数的方法来解决箱梁的剪力滞问题。其中国内学者郭金琼教授等在E·Reisser微分方程的基础上, 将翼板纵向位移沿横向分布函数修改为三次抛物线, 具体做法为:假设箱梁半顶板、悬臂板级半底板宽度分别为ξ1b、ξ2b、ξ3b引入两个广义位移w (z) 、u (z, x) 用来描述梁的竖向变位和纵向变位, 则:
式中:u (z) -剪切转角的最大差值;hi-上、下翼板中面至梁中性轴的距离。
当ξi=1, 即ξ1b=ξ2b=ξ3b时, u1 (z, x) u2 (z, x) u3 (z, x) =u (z, x) , 即
上式即为具有与腹板间净距相等的悬臂翼缘板的矩形箱梁的位移函数, 也是对E·Reisser所采用的二次抛物线的修正。
2.4 数值分析法
数值解法主要包括有限单元法、有限条法和有限段法。
有限单元法是解决各种复杂工程问题的一种行之有效的计算方法。用有限单元法分析薄壁箱梁时, 箱梁可以看作是一个薄的空间板结构。借助于计算机性能的提高以及有限元理论的发展, 采用诸如ANASY、MIDAS等有限元计算软件计算分析薄板箱梁的剪力滞效应已经成为实际的工程应用中的常用方法。
有限条法和有限段法均是从有限元法中发展出来的半解析的方法, 实际应用中具有简单、计算量相对较少的优点, 但是也存在各种局限。有限条法对于变截面箱梁就无法适用。
3 剪力滞系数及影响剪力滞效应的主要因素
3.1 剪力滞系数
为了简便的描述与讨论箱梁剪力滞效应的影响, 引入剪力滞系数λ:
箱梁翼板与腹板交角处的剪力滞系数为 剪力滞系数反映了翼缘正应力的分布不均匀程度。当λ叟1时, 为正剪力滞, 如λ<1则为负剪力滞。
3.2 荷载影响
3.2.1 荷载类型对剪力滞效应的影响
在桥梁设计中, 恒载、二期荷载、预加力均在横截面上产生剪力滞效应, 其中恒载占主导地位。因此要将恒载弯矩值抛高设计, 但抛高多少要通过值计算才能确定。在斜拉桥中, 活载占主导地位, 弯矩值抛高也应通过值计算才能确定。
箱梁分别在集中荷载、均布荷载作用下其剪力滞效应的分布规律及剪力滞系数是不同的, 以矩形简支箱梁为例:
3.2.2 荷载横向作用位置对剪力滞效应的影响
对于箱形截面, 对称荷载作用位置不同会引起完全不同的剪力滞效应, 分析跨内作用集中荷载的简支箱形梁会得到以下结论:当荷载作用在梁肋处时, 剪力滞效应为正常情况。当荷载作用在上翼板的中心处时, 在全梁段出现负剪力滞效应。当荷载作用在 (b为翼缘板边缘至肋板外侧距离) 处时, 不产生剪力滞效应。
由上, 荷载作用点从梁肋向梁中心移动过程, 将经历一个“正剪力滞效应”至“无剪力滞效应”再到“负剪力滞效应”过程。
3.3 参数影响
当结构约束条件与荷载形式确定后, 剪力滞效应随n、kl变化。而参数n是箱翼板总惯性矩与梁总惯性矩的比值, 参数kl是箱的跨宽比的函数 (当n为一定值时) 。根据实验研究当箱梁跨宽比与越小或者值越大, 剪力滞影响越严重, 同时, 我们以悬臂梁受均布荷载为例, 当跨宽比越小时, 不仅在固定端附近受剪力滞影响严重, 而且在负剪力滞区域受负剪力滞的影响也较为严重。因此, 在短与宽的箱梁桥中, 对剪力滞效应要加以注意。
4 结语
对于箱形截面梁, 剪力滞效应对于截面应力分布有着至关重要的影响。传统的理论分析方法可以从理论上对剪力滞效应进行分析, 但是推导和计算过于繁杂, 利用计算机技术和有限元理论, 使用有限元程序是相对适用的方法。
现在针对剪力滞效应的分析局限于对简支梁、连续梁, 荷载形式也仅仅是集中荷载、均布荷载。而实际工作中, 桥梁形式是复杂的, 荷载类型也是多样的, 这是从业者急需解决的问题。
参考文献
[1]贺拴海.桥梁结构理论与计算方法[M].北京:人民交通出版社, 2003.
[2]范立础.桥梁工程[M].北京:人民交通出版社, 2001.
T形截面 篇7
上海中环线北翟路立交NW匝道有一联3孔钢箱梁,其中K18孔梁跨越吴淞江。桥跨布置为57 m+95.758 m+40.367 m,最小曲率半径为95 m。梁体截面为单箱单室变截面钢箱梁,梁顶宽8.7~9.6 m,主墩梁高5.151~5.158 m,跨中梁高2.537~2.890 m,箱梁梁高按二次抛物线变化。主梁采用Q345钢板,桥墩采用C40混凝土[1]。
本钢桥施工区域处于上海市区北虹路与北翟路(长宁路)及天山路的交叉路口,现场交通流量大,大部分构件须夜间进场及吊装,且东西两侧为居民住宅社区,施工文明要求高。除跨吴淞江那孔钢梁采用浮吊进行吊装施工外,其他吊装机械不能停放在路桥上作业,施工难度大。
跨越吴淞江的钢箱梁在两墩柱位置的截面高达4.6 m和5.4 m(包括梁底支座),且中箱体宽度也在4 m以上,受运输限制,需侧向分段,增加了现场拼装和焊接工作量。分段构件吊装顺序:先吊装中箱梁,后吊装两侧翼。NWK17~K19施工节段划分示意图如图1所示。
2 施工阶段结构分析模型
钢桥施工建立全结构仿真分析模型,施工吊装的模拟采用ANSYS软件特有的单元生死功能实现。由于箱梁变宽、变高、变坡,故箱梁板壳单元选择8节点SHELL93单元,桥墩和支座采用实体单元SOLID45模拟,全部单元数量为50 000个。
由于ANSYS软件中单元生死的计算是非线性求解过程,故庞大的求解规模和非线性迭代过程造成计算效率较低。在现有的计算能力下,完全按照施工吊装顺序模拟计算很不现实,综合考虑了施工吊装顺序、模型计算规模、仿真计算目标等因素,实际计算步骤划分如表1所列。模型的细部示意图与施工阶段1~5的有限元模型分别如图2、图3所示。因有限元模型中没有显示作为约束来模拟的临时支架,施工阶段6及成桥阶段的模型图与施工阶段5的模型图相似。
3 计算结果分析
本文利用大型通用分析软件ANSYS的三维板壳单元与单元的生死技术,全过程仿真模拟曲线箱梁的施工过程。分析各个施工过程中曲线箱梁的应力与变形,主要有以下内容。
1)关注每个施工阶段曲线箱梁的最大应力。
2)关注每个施工阶段曲线箱梁的最大变形。
3)关注各个施工阶段累计下来的曲线箱梁最大应力、最大变形,以及各个支座反力的分布情况,并且与一次落架的计算结果作比较。
受篇幅所限,在这里不能列出所有施工阶段的计算结果,只列出最后一个阶段——成桥阶段和一次落架的一些计算结果,其他计算结果见参考文献[1-2]。
根据文献[1-2],综合NWK17~K19的计算结果,从中可以得出施工阶段变形和应力值。施工阶段变形和应力值见表2。采用吊装方案的支座反力与一次落架的对比见图4。
由表2可见,与一次落架计算结果相比,采用吊装施工方案使最终的成桥变形增加了42 mm,这对设计的预拱度设置会产生一定的影响,设计预拱度应作调整。
同样,由表2可以得到,考虑施工过程,恒载下主跨跨中底板最终最大应力为97 MPa,而一次落架计算结果为60 MPa,增加了37 MPa。
文献[2]给出了考虑施工过程,主跨跨中顶板最大应力为79 MPa,而一次落架计算结果为34 MPa,增加了45 MPa。综合空间梁单元与三维板壳单元的计算结果,同样由文献[2]可以近似得到在附加组合下,主跨跨中顶板最大应力约为150 MPa(包括汽车局部轮压作用的第二、第三体系应力),主跨跨中底板最大应力约为146 MPa,能够满足规范210 MPa的要求。
从图4可以得到两个边墩的支座反力(16号墩与19号墩),考虑施工过程的支座反力与一次落架计算得到的支座反力比较接近;而17号墩的支座反力,考虑施工过程后,内、外两侧的反力更加不均匀;但是,18号墩的支座反力,考虑施工过程后,内、外两侧的反力变得均匀、基本相等。
4 结语
综合以上分析,可以得到以下一些结论。
1)根据以上计算分析结果,采用吊装施工方案的顶、底板应力有所增加,但仍满足规范要求,因此本吊装方案在曲线箱梁NWK17~K19的受力方面是基本可行的。
2)采用吊装方案需增加NWK17~K19曲线箱梁的设计预拱度。
3)采用吊装方案,则NWK17~K19曲线箱梁17、18号墩的内、外侧支座反力计算值与一次落架的计算结果有一定的差别。
4)建议施工单位对以上曲线箱梁在施工吊装过程中进行变形与应力的监测。
5)对曲线箱梁的不均匀支座反力,应采取一定的有效措施,以防曲线箱梁在不利受力情况下出现支座负反力,特别在汽车超载作用下,更容易引起负反力,严重的情况就是结构发生倾覆破坏。
摘要：上海中环线北翟路NWK17～K19是一大跨度曲线变截面连续箱形钢桥。在该桥施工吊装时,由于施工条件的限制,钢箱梁截面两翼与中间箱体分离,顺桥向采用多节段吊装,故箱梁在施工阶段受力非常复杂。采用三维空间板单元仿真模拟了该桥的复杂空间结构与关键施工阶段,计算分析得到的结果能为实际工程设计与施工提供有价值的理论依据。
关键词：变截面连续梁,曲线箱形钢桥,施工阶段,有限元仿真分析
参考文献
[1]中环线立交新建工程SWK23～K27/NWK17～K19连续钢箱梁空间分析报告[R].上海:上海市城市建设设计研究院,2009.