钢筋混凝土组合梁（共12篇）
钢筋混凝土组合梁 篇1
钢—混凝土组合梁结构作为一种合理的结构形式，以其良好的结构性能，在我国的建筑和桥梁领域已经得到越来越广泛的应用，取得了显著的技术经济效益和社会效益。目前，对于组合梁结构静力特性的研究已经非常深入，而组合梁在地震等动力作用下的响应情况的研究却很少有人涉及。有鉴于此，本文针对珠海清华园中大跨度组合梁在地震作用下的响应来分析研究组合梁的抗震性能。
1. 工程实例说明
珠海清华科技园一期创业大楼位于珠海清华科技园，平面呈矩形，其中，一至九层分为东西两座，十层以上两座连成一个整体，联体结构跨度35米。连接大梁采用钢—混凝土叠合板组合梁。截面图见图1。
2. 工程实例计算机仿真分析
2.1 有限单元法仿真
2.1.1 ANSYS建模
按照工程实例中的大跨度组合梁尺寸，本文采用了大型通用有限元程序ANSYS进行了模拟分析。采用1/2模型进行分析。
2.1.2 ANSYS加载
组合梁的地震响应分析采用动力学计算的瞬态分析方法。
(1）施加约束
该工程实例为大跨度铰接组合梁。在支座处，对钢梁施加线约束，使钢梁支座处的三个线位移和两个角位移为零;在跨中处，对组合梁截面施加线位移，使截面处所有沿梁纵轴方向位移为零。
(2）施加载荷
合理地选择地震波进行动力分析是保证结果计算可靠性的重要前提。本文选择频谱比较丰富的El-centro地震波作为组合梁的激励。地震作用通过惯性载荷输入给模型。本例仅计算前十二秒地震响应。
2.1.3 ANSYS求解
通过循环语句设定，在每一步求解结束后自动进入下一个子步。重复以上步骤，直至所有12秒全部求解完毕。
2.2 计算结果分析
2.2.1 跨中水平位移时程曲线结果分析
组合梁跨中处的水平位移为全梁的最大值。分别提取跨中处的上、中、下三点的水平位移时程曲线如图2所示。
(a)混凝土翼板跨中上表面水平位移时程曲线
(b)混凝土翼板与钢梁交界面处跨中水平位移时程曲线
(c)钢梁下表面水平位移时程曲线
由图可见，混凝土跨中上表面的最大位移为55.8mm，最小位移为-60.1mm;组合梁交界面处最大位移为58.4mm，最小位移为-62.4mm;钢梁跨中下表面的最大位移为96.1mm，最小位移为-94.7mm。由于建模时设定上下截面交界处在水平和竖直方向的位移耦合，因此混凝土下表面和钢梁上表面的水平位移相同。
比较上述结果可见：混凝土翼板在地震作用下的水平位移较小，只是钢梁水平位移的1/2左右。这主要是因为混凝土翼板的宽度较大，水平抗侧刚度较大，而钢梁的水平方向抗侧刚度较小，需要依赖混凝土提供的抗侧力来抵抗水平地震作用。
需要指出的是，本文建模时假定混凝土翼板和钢梁交界面上各点的水平方向和竖直方向完全耦合，即交界面上下各点水平和竖直位移相同。事实上，这种连接需要抗剪连接件来承担。为了保证混凝土能够提供给钢梁足够的抗侧能力，保证二者的组合效应的实现，建议栓钉的强度要满足设计要求，最好安排双排或多排栓钉连接混凝土翼板和钢梁。
2.2.2 跨中竖向位移时程曲线结果分析
对组合梁输入竖向地震波作用，在时程计算时，由于重力加速度不随时间改变，由组合梁自重引起的竖向挠度在时程曲线中保持不变(8mm左右)，由El-centro地震波引起的竖向位移为2mm左右，可见对于大跨度钢—混凝土组合梁，竖向地震作用引起的位移非常小，可以忽略不计。分析原因，主要是因为地震作用对梁体产生地震激励主要取决于其自身的刚度和质量。梁的质量越大，地震作用也越大。钢—混凝土组合梁能够在较小的自重下具有的较高的刚度，使其在地震作用下承受的惯性力非常小，因而其位移时程曲线数值也很小。
2.2.3 组合梁梁端应力计算结果分析
组合梁在输入El-centro地震波作用后，时程分析显示竖向地震激励最大的荷载步在第50步(ACEY=-2063mm/s2)、水平地震激励最大荷载步在第106步(ACEX=3200mm/s2)。由于组合梁的自重较轻，地震激励作用较小，引起的组合梁应力较小。只是在梁端处应力有较大的变化：在第50步，在下翼缘和支座加劲肋处应力达到22.5MPa;在第106步，钢梁腹板和加劲肋处应力达到最大的178MPa。可见，组合梁与框架柱的连接节点处的应力较大，是比较危险的部位。
2.2.4 组合梁梁端交界面纵向滑移结果分析
在组合梁结构中，剪切连接件(栓钉)是保证钢梁和混凝土翼缘共同工作的关键元件，在传递钢梁和混凝土翼缘交界面的剪力时会产生变形，从而导致交界面出现滑移，降低组合梁的刚度。简支组合梁的滑移在跨中处为零，在梁端处达到最大值。
分析梁端交界面纵向滑移时程曲线可见，梁端纵向滑移非常小，平均在0.2mm左右。由于地震作用对梁体影响不大，纵向滑移现象并不明显。
3. 结语
综上，对本文研究工作总结如下：
(1)钢—混凝土组合梁的水平地震作用：由于混凝土翼板的水平刚度较大，水平位移比较小;下部钢梁的水平刚度相对较弱，下端水平位移较大，需要依赖混凝土提供的抗侧刚度。
(2)钢—混凝土组合梁由于具有较高的竖向刚度，在地震作用下其竖向作用效应相对于水平作用效应较小;同时，由于竖向地震激励和水平地震激励的组合效应较小，故可以忽略地震竖向激励对组合梁的作用。
(3)钢—混凝土组合梁具有优良的抗震性能。由于钢—混凝土组合梁的自重较轻，跨高比相对于其它结构形式比较大，截面高度降低，在地震激励下产生的惯性力较小。
对一些大型公共建筑，例如体育馆，要求梁的跨度较大，而建筑物整体高度又比较大，导致梁柱的线刚度比较大。在地震作用下，可能出现框架柱或框架节点先于组合梁破坏的情况。钢—混凝土组合梁由于自重较小，梁的高度可以做得比较小，相对于预应力混凝土梁等结构形式，可以较好地改善大跨度梁“强梁弱柱”的现象。
钢筋混凝土组合梁 篇2
影响砌体墙-钢筋混凝土墙组合结构抗震性能的因素
从影响组合结构性能的因素来看,砼墙的数量不仅影响组合结构的经济性能还影响抗震性能,所以,对组合结构来讲,砼墙的合理数量尤为重要,本文基于砌体墙一钢筋混凝土墙组合结构协同工作性能与框架一抗震墙结构具有类似的特征,论述了影响砌体墙一钢筋混凝土墙组合结构抗震性能的.因素,并对组合结构中混凝上墙的合理布置、合理数量进行了归1纳总结.
作 者：梁艳波 作者单位：抚顺职业技术学院,辽宁抚顺,113006刊 名：中国科技博览英文刊名：CHINA SCIENCE AND TECHNOLOGY REVIEW年，卷(期)：“”(11)分类号：U663.9+3关键词：组合结构 抗震性能 砌体墙 钢筋混凝土墙
钢筋混凝土组合梁 篇3
【关键词】型钢混凝土；施工工艺；型管制作；控制措施
1.工程概况
某会展中心常设展厅为钢混框架结构，框架梁柱内包十字型钢。型钢规格300×700H，内填C45混凝土。型钢混凝土柱与型钢混凝土梁的梁柱节点采用刚性连接，且梁内型钢冀缘与柱内冀缘应采用全溶透焊缝连接，梁的纵向钢筋应伸入柱节点，且应满足钢筋锚固要求。柱内型钢的截面型式和纵向钢筋的配置，应便于梁纵向钢筋的贯穿。型钢梁柱的钢板采用Q345B，内衬板及柱底环板采用Q235，焊条采用E50。型钢的全部竖向焊缝及大部分水平焊缝在工厂完成，每层型钢柱留一道水平焊缝现场施工。型钢内混凝土浇筑采用大流态，免振捣混凝土。
2.型钢混凝土在施工工艺方面的特点
2.1可以减小构件截面尺寸，增加使用面积和降低层高，其经济效益显著。
2.2型钢在浇筑混凝土之前已形成钢结构，且具有较大的承载能力，能承受构件自重和施工荷载，因而无需设置支撑，可将模板直接悬挂在型钢上，这样可以降低模板费用，加快施工速度。
2.3型钢混凝土结构与钢结构相比，耐火性能和耐久性能优异，还可节省钢材50%以上。
2.4型钢混凝土尤其是实腹式型钢混凝土结构的延性比钢筋混凝土结构明显提高，因而具有良好的抗震性能。
3.“型钢混凝土”格构式受力梁柱质量控制要点
3.1型钢制作的质量控制
3.1.1本工程型钢柱选择制作安装时主要考虑的因素有：制作、安装型钢能力和经验；对厚钢板有卷板能力，加工精度能满足要求；焊缝质量过硬，根据加工单位现有的设备，竖向焊缝采用埋弧焊，水平焊缝采用二氧化碳气体保护焊；具备超声波探伤检测能力，根据设计图纸要求施工现场拼接的焊缝为一、二级焊缝，钢管柱加工厂家施工的焊缝为一级焊缝，一级焊缝按规范要求100%探伤，二级焊缝20%探伤。
3.1.2加工钢板时：钢板必须平直，不得使用表面锈蚀或受过冲击的钢板，并应有出场证明书或实验报告。卷管方向就与钢板压延方向一致。卷制钢管前，应根据要求将板端开好坡口。为适应钢管拼接要求轴线要求，钢管坡口端应与管轴线严格垂直，卷板过程中，应注意保证管端平面与管轴线垂直，根据不同的板厚，焊接坡口坡度不同。
3.1.3要求施工单位做好型钢混凝土梁柱的施工方案，经审核并完善后，施工单位严格按该方案实施，要求加工单位明确工艺标准，监理单位派驻专业监理工程师进行驻厂监造。
3.1.4在型钢梁柱制作前进行焊接方法的工艺评定试验，其实验内容和结果应得到有关部门的认可。
3.1.5对原材料（包括钢板，型钢）螺栓电焊条电焊丝的质量控制应按以下相关要求验收。
（1）本工程采用Q345B钢板，所使用的钢板的规格，性能应符合GB/T1591低合金高强度结构钢有关规定和设计要求，对进场的钢板进行见证取样。
（2）底脚螺栓和螺母，垫板等配件应符合国家产品标准和设计要求，报验时要求施工单位提交有效质量合格证明文件。
（3）焊条，焊丝，焊剂应与钢板强度相适应。
（4）焊缝按一级焊缝检验，经有检验资质的单位对所有焊缝全数进行超声波无损探伤检测，全部达到一级焊缝合格标准，同意予以验收。
（5）在钢结构加工车间对型钢梁柱制作进行预拼装的质量检查，检查方法采用钢尺拉线，焊缝质量检查。
3.2型钢吊装、拼接组装
3.2.1安装型钢柱定位后，用经纬仪两面测量垂直度，准确后临时支护；由于型钢柱的加工、运输等原因，型钢柱运到现场后，型钢柱的对接会有一定误差，经现场研究，误差小的采用钢楔子和局部割开进行微处理，误差大的必须返厂处理。
3.2.2每层型钢柱拼接后对环缝坡口打磨清理干净再实施手工焊接，施焊时工艺完整，保证焊接缝饱满，并打上焊工的钢印号。
3.2.3每层拼接缝施焊后，由安装单位进行超声波探伤自检，并委托有资格的检测单位进行钢结构探伤检测，并提交无损检测报告，保证焊缝质量。
3.2.4每道工序要有专人负责、签名，经监理人员审核、认可，才能进行下一道工序。
3.2.5每次安装完一层型钢梁柱后，再统一效核水平及垂直度，要求误差在允许的范围内。
3.3型钢外包混凝土浇灌
3.3.1型钢混凝土浇筑采用大流态，免振捣混凝土。
3.3.2检查进场时混凝土的坍落度是否符合要求。
3.3.3浇筑后型钢柱内顶部浮浆一定要清除，并将混凝土表面刮花形成毛面，以利于上段连接。
3.3.4混凝土终凝后浸水养护，到下次安装、浇筑时吸干柱内水分、清除杂物。
3.3.5严格控制混凝土的级配，型钢混凝土所有碎石必须为5～40的连续级配。
3.3.6严格控制水灰比不大于0.4，塌落度为100～200。
3.3.7应考虑适量的混凝土膨胀剂，以补偿混凝土收缩。
3.3.8型钢混凝土结构的混凝土浇筑，应符合《混凝土结构工程施工质量验收规范》（GB50204—2002）的规定。
4.型钢骨架的施工和钢筋的绑扎
（1）型钢骨架施工，应符合《钢结构工程施工质量验收规范》（GB50205-2001）的规定。在安装柱的型钢骨架时，首先是在上下型钢骨架处作临时连接，然后观测纠正其垂直偏差，再进行焊接或高强度螺栓连接，其次是在梁的型钢骨架安装后，要再次对型钢骨架进行观测纠正。为防止上层型钢骨架垂直偏差积累超过允许值，除了力求柱的型钢骨架下部校正准确外，还应将上部的安装垂直中心线对准。
为使梁柱接头处的交叉钢筋贯通且互不干扰，加工柱的型钢骨架时，在型钢腹板上要预留穿钢筋的孔洞，而且要相互错开。预留孔洞的孔径，既要便于穿钢筋，又不能过多削弱型钢腹板，一般预留孔洞的孔径较钢筋直径大4～6mm为宜。
在梁柱接头处和梁的型钢翼缘下部，要在一些部位预留排除空气的孔洞和混凝土浇筑孔。
在梁柱节点部位，箍筋分段穿过，再用电弧焊焊接。
（2）型钢混凝土结构与普通钢筋混凝土结构的区别在于型钢混凝土结构中有型钢骨架，在混凝土未硬化之前，型钢骨架可作为钢结构来承受荷载，因此施工时可利用这个特点，合理选择模板材料和支模方法。 [科]
【参考文献】
[1]型钢混凝土组合结构技术规程.JGJ138-2001.
[2]刘维亚.钢与混凝土组合结构理论与实践.
钢筋混凝土组合梁 篇4
1 近似算法
1.1 截面等价代换法
截面等价代换法是假定钢与混凝土两种材料完全共同作用, 忽略界面滑移的影响, 将钢与混凝土的截面面积作内力等效代换, 使变形前后的面积上的应力对中和轴的合力矩保持等效。根据直梁挠曲线近似微分方程, 可得组合梁的挠度计算公式。
1.2 刚度内插法
Jonson等[1,2]提出采用部分抗剪连接进行组合梁设计, 并给出刚度内插法, 该方法是根据完全抗剪连接组合梁和纯钢梁的抗弯承载力, 按抗剪连接程度进行1/2次幂插值, 经插值得到的组合梁等效刚度为:
其中, sE为钢材弹性模量;Is为型钢截面惯性矩;Itr为组合梁换算截面惯性矩;∑Q为界面抗剪承载力的合力, Cf为混凝土截面应力的合力。
1.3 刚度折减法
聂建国等[3,4]对组合梁的界面滑移引进的附加挠度进行了研究, 通过建立相对滑移的微分方程, 得到不同加载条件下组合梁因滑移效应引起的附加挠度变形的一般公式, 提出的“刚度折减法”可以考虑滑移效应对组合梁挠度变形的影响。得到的折减刚度为:
l为组合梁跨度;sE、cE分别为钢材和混凝土的弹性模量;dc为钢梁截面形心到混凝土翼板截面形心的距离;p为栓钉间距;sn为栓钉列数;k为栓钉刚度;h为组合梁高度;cA、sA分别为混凝土翼板和型钢的截面积。
张莉华[5]利用刚度折减法, 根据完全抗剪连接组合梁及纯钢梁的挠度进行二次拟合, 得到部分抗剪连接组合梁的挠度计算公式:
其中, f为完全抗剪连接组合梁的挠度;fa为纯钢梁的挠度;r为抗剪连接程度;fe为不考虑滑移时组合梁的挠度。
1.4 组合系数法
王景全[6]等采用应力等效的简化方法, 分别推导了无剪力连接和完全剪力连接组合梁的组合系数, 该方法不需要进行截面换算, 将无剪力连接、部分剪力连接和完全剪力连接组合梁的挠度计算统一起来。根据内插方法的不同, 组合系数法分为线性内插和1/2次幂内插, 具体表达式为:
线性内插:
1/2次幂内插:
其中, Ic、Is分别为混凝土翼板和钢梁的截面惯性矩, hs2为钢梁上翼缘到钢梁中和轴的距离。
2 试验结果对比
根据本文列出的四种近似算法, 分别计算以抗剪连接程度作为控制变量的SCB-1、SCB-2和SCB-3三个试件在屈服弯矩作用下的挠度[7], 计算及比较结果详见表1。从表1的对比结果可以得出以下结论。
(1) 截面等价代换法得到的挠度值较试验值偏小, 且抗剪连接程度越小偏差越大。这是因为截面等价代换法忽略了混凝土翼板与钢梁之间的滑移效应, 而抗剪连接程度越低, 滑移效应对组合梁挠度的影响就越大。
(2) 当n/nf≥1时, 刚度内插法和组合系数法得到的挠度值与截面等价代换法一致。说明n/nf≥1的情况下, 刚度内插法和组合系数法也忽略组合梁界面滑移对挠度的影响。
(3) 刚度内插法和组合系数法得到的挠度值较试验值偏小, 但组合系数法在抗剪连接程度较低时有更高的精确度。
(4) 在抗剪连接程度较低的情况下, 1/2次幂内插组合系数法得到的组合梁挠度值较线性内插组合系数法得到的组合梁挠度值偏小, 此时选用线性内插组合系数法较为安全。
(5) 刚度折减法考虑了组合梁界面滑移对挠度的影响, 通过对刚度折减得到组合梁的挠度, 在抗剪连接程度较高时, 聂建国与张莉华提出的两种刚度折减法均与试验结果吻合较好, 但是当抗剪连接程度较低时, 聂建国提出的算法得到的挠度值较试验值偏小张莉华提出的算法得到的挠度值较试验值偏大。这是由于张莉华是在聂建国研究的基础上对抗剪连接程度较低的情况下的组合梁的挠度进行二次拟合。
3 结语
近年来, 一些学者通过研究钢-混凝土组合梁的滑移规律以及滑移对挠度的影响, 提出了钢-混凝土组合梁挠度的精确算法, 得到的理论值与试验值吻合较好。目前的精确算法均是通过建立界面滑移的微分方程得到, 计算过程繁杂, 因此在保证精确度的条件下, 近似算法应用性更广。本文介绍了截面等价代换法、刚度内插法、刚度折减法以及组合系数法这四种近似算法。经过与试验数据的对比分析, 可以看出由刚度折减法得到的完全抗剪连接组合梁挠度的计算值与试验值吻合较好, 而另外三种方法得到的结果均忽略了完全抗剪连接组合梁的滑移效应, 所得到的挠度计算值均较试验值偏小;在抗剪连接程度较小的情况下, 二次拟合的刚度折减法所得到的组合梁挠度值与试验值吻合较好。
摘要：介绍钢-混凝土组合梁挠度的几种近似算法, 通过与试验结果进行对比, 分析组合梁挠度与抗剪连接程度的相互关系, 总结各算法的适用范围及精确程度, 方便工程设计人员根据需要使用。
关键词：钢-混凝土组合梁,挠度,近似算法
参考文献
[1]Johnson R.P., Willmington R.T..Vertecal shear strength ofcompact composite beams[J].Proc.Instn.Civ.Eng.Suppl, 1972 (1) :1～16.
[2]Johnson R.P., May I.M..Partial-interaction design ofcomposite beams[J].The Structual Engineer, 1975, 53 (8) .
[3]Nie Jianguo, Cai C.S.Steel-concrete composite beams con-sidering shear slip effects[J].J.Structural Engineering-ASCE, 2003:495～506.
[4]聂建国, 沈聚敏, 余志武.考虑滑移效应的钢-混凝土组合梁变形计算的折减刚度法[J].土木工程学报, 1995, 28 (6) :11～17.
[5]张莉华.考虑滑移效应的钢-混凝土组合梁的挠度计算[J].结构工程师, 1998 (4) :21～23, 34.
[6]王景全, 吕志涛, 刘钊.部分剪力连接钢-混凝土组合梁变形计算的组合系数法[J].东南大学学报:自然科学版, 2005, 35 (s1) :5～10.
钢筋混凝土组合梁 篇5
1、单项技术简介
型钢与混凝土组合结构在本工程应用形式为箱型、圆管钢骨混凝土柱，这种构件是由型钢、钢筋和混凝土三种材料所构成，钢骨混凝土除了钢结构优点外还具备混凝土结构的优点，同时结构具有良好的防火性能。其关键技术是如何合理解决梁柱节点区钢筋的穿筋问题，以确保节点良好的受力性能与加快施工速度。
（1）设计概况
本工程位于武汉东湖新技术开发区高新大道以南、光谷三路以西，裙房地下室共2层。裙房地下钢结构主要为圆管和箱型钢骨柱，数量共58根。钢骨柱材质均为Q345B，其中焊接箱型柱最大截面为口1000×1000×35×35，焊接圆管柱最大截面为φ900×35钢柱的标高从-10.2m到-0.1m。
图1 型钢混凝土柱平面布置
（2）钢骨柱设计及配筋特点
图二 箱型柱截面配筋形式图三 圆管柱截面配筋形式
本工程钢骨柱标高从-10.2m到-0.1m，地上采用纯钢框架，型钢柱与基础混凝土采用端承式柱脚。典型箱型柱筋为3625，箍筋分别为10@100。典型圆管柱筋分别为2422，箍筋分别为8@100。型钢砼柱截面形式及配筋形式如图所示。
柱身栓钉为圆柱头焊钉，直径19mm,高度100mm。间距为@200mm。（3）节点设计概况
梁柱节点设计未给出具体节点做法，柱箍筋贯穿钢骨柱本体，设计给定采用穿孔的做法。
二、施工情况
（1）工艺流程
型钢柱深化设计→构件加工→构件进场→柱脚螺栓预埋→承台混凝土浇筑→型钢吊装、调整及焊接→型钢柱脚二次灌浆浇筑→柱钢筋绑扎→模板支设→砼浇筑
（2）吊装机械及分段说明
吊装机械：50t履带吊；现场采用200t汽车吊将50t履带吊吊入基坑，履带吊在基坑内进行移动吊装作业。
分段说明：地下室钢柱运输和吊装分为一层一节，地下室共计两节。
施工顺序：地下室两节钢柱一次性吊装就位，钢柱施工完成后进行两层地下室施工。
三、梁柱节点区钢筋的穿筋问题
（1）根据型钢砼柱中纵向主筋的位置，在搭接板上打孔预留主筋位置，对于双层搭板，确保只有一层钢板完整穿孔，其余层采用U型孔，图四所示。
图四 柱主筋碰撞做法 图五 柱箍筋碰撞做法
（2）柱箍筋与型钢柱碰撞设计采用穿孔，地下室型钢柱钢板厚度35mm，不利于加工与现场施工，深化设计时采用公司推广技术，在钢柱外壁上设置通长的箍筋焊接搭接板，柱箍筋被型钢本体断开后焊接在连接板上。
（3）混凝土梁主筋与型钢柱碰撞采用搭接板，钢筋搭焊在搭接板上。
图六 梁主筋碰撞做法
（4）当有纵横两个方向穿钢筋孔时，钢筋孔的位置应至少错开一个孔径。
四、施工中发现的问题及解决办法、及解决后的实施效果
（1）柱主筋分段高度问题
问题：柱主筋伸出楼板高度最高一般为1.5m，钢柱一般分段位置在1.2-1.3m位置，在上下节钢柱焊接施工时，柱主筋影响焊接的操作和焊接的连续性。
对策：柱主筋伸出楼板高度最高不高于1.0m。（2）封闭截面型钢柱顶部施工过程防雨问题
问题：工程中采用箱型、圆管等截面钢骨柱，楼层施工交叉多，施工速度慢，如果施工期间遭遇大雨天气，雨水进去箱型截面内部，无法排出，后期浇筑混凝土时，残留的雨水改变了混凝土配合，对整体结构强度产生不利影响。
对策：型钢柱在施工完成后，在顶部设置防雨盖，防雨盖通过铁丝与钢柱吊耳固定，能起到防风防雨的作用。
图七 防雨盖做法
五、应用效果
光谷金融中心工程裙房地下室采用钢管柱混凝土和箱型柱混凝土，大大提高了结构的承载力，抗震性能大大优于钢筋混凝土结构，通过前期的深化设计，将梁柱节点区域钢筋穿筋问题提前得到解决，并通过推广公司科技成果实现了创效7万元。
六、工程照片
图一 构件工厂加工 图二 下节构件吊装
图三 上节钢柱吊装 图四 上下节型钢柱焊接
图五 焊缝探伤 图六 型钢柱吊装完成
钢筋混凝土组合梁 篇6
摘要：近年来随着道路交通行业的不断发展，沥青混凝土的路面越来越多，其在提高工程质量的同时，也带来一定的弊端，随着组合碾压施工方式的出现，对于提高工程施工的质量起到重要的作用。笔者通过对施工技术的特点进行介绍，提出加强施工技术要点的措施，仅供参考。
关键词：沥青混凝土；组合碾压；施工技术
在高速公路施工过程中，采用的一般都是沥青混凝土的路面，因为对路面质量要求的逐渐提高，必须要在施工技术上加以改变，目前在路面施工中主要采用揉搓法、攒转法等，虽然在一定程度上加强了路面的质量，但是随着交通压力的逐渐加大，仍然存在一定的挑战，因此为了更好地适应社会发展的需要，必须要提高施工的技术。
1、技术特点
1.1在组合碾压施工的过程中，通过钢轮压路机的振动压实功能和和胶轮压路机的揉搓功能进行利用，可以使得混凝土自身的温度资源得以充分的发挥，在温度较高的环境下，对混凝土的表面进行碾压施工，可以使路面更加紧实，而且不会留下碾压的痕迹，使得路面的平整度得到很大的提高。
1.2由于沥青混凝土路面的机械化程度比较高，采用碾压施工的方式会更加经济，而且还使得压实工具的效率得到提高，使得工程的进度得到了很大的提高
2、工艺原理
通过钢轮压路机的振动功能和胶轮压路机揉搓功能的利用，实现对沥青混凝土路面的碾压施工，通常情况下由一台钢轮压路机和一台胶轮压路机来组合，二者在施工时一定要保持一定的安全距离，一般都是在2m左右，在开始施工时要保证同速进行，而且前进后退时也要保持一致，这就需要压路机的驾驶员要有足够的经验，高速公路施工的路面都比较宽，所以为了提高工程的进度一般都是两组机器共同施工。
3、施工操作的要点
3.1要先要从工程的实际施工需求出发，根据工程的施工目标进行设计，然后再配比生产材料，在设计和配比工序完成后，要进行验证工作，主要是看材料的配比成分和实际的施工是否相符，包括各项指标是否存在一定的误差，施工的设备运行是否稳定等。
3.2要做好下承层的施工准备，要按照实际的设计工序出发，先进行透层油或者是粘层油的施工，然后检查施工所用的设备是否齐全，由于碾压施工的方式比较复杂，多以对于设备操作人员的要求比较高，在真正施工之前，工程项目的负责人，要组织先关的生产人员进行实地的实验操作，这样才能保证工程质量的质量安全。
3.3根据经过验证的生产配合比来对材料进行混合搅拌，按照规定的顺序对工程材料开始运输，在运输的过程中要做好相应的防护工作。
3.4在开始摊铺施工时，要注意把摊铺机的螺旋布料器的2/3埋入混合料中，以免发生混合料摊铺离析的现象，在摊铺施工完毕时要加强防护的措施，避免人为的踩踏，如果仍然发生局部离析的现象，要及时组织工作人员进行修补，摊铺工序施工的速度要与拌合楼的供应能力以及现场的压实能力相一致，一般要保持在2m/min～3m/min。
表1 压路机一般碾压速度
3.5沥青混凝土的碾压温度及速度。a.改性沥青混合料初压温度一般控制在165℃～170℃，不低于160℃，终压完成的温度不低于110℃；普通沥青混合料一般初压温度为150℃～160℃，一般不低于150℃，终压完成温度不低于100℃。b.压路机的碾压速度如表1所示。
3.6碾压
a在工程正式开工之前要先进行试验施工，通过试验一方面是为了试验设备的使用性能，另一方面也是为了确定碾压的变数，在实验时可以根据以往的施工经验进行，然后观察试验段的施工情况，如果其符合实际的施工需求才能进行施工，如果不符合就要调整施工的方案。
b在碾压施工的过程中经常会出现混合料推移的现象，为了避免这种现象的发生，碾压施工时要保证驱动轮的方向是朝向摊铺机的，而且在碾压施工时不要突然改变施工的方向，在到达两端折回位置时，要随着摊铺机前进的方向进行向前推进，以免突然改变方向在折回的地方会出现横断面，在停止时要逐渐减缓前进的速度，不可以使用刹车制动的方式，也不可以在没有施工完成的位置进行转弯、急刹车等行为。
c在整个碾压施工的过程中，始终要保证双钢轮压路机的滚轮一直处于湿润的状态，以免发生与混合料粘连的现象，而且也不要采取洒大水的方式进行施工，这样会使得混合料的表层快速的降温，近而影响成型效果的实现，要有专门的施工人员来关注压路机的粘轮情况，一旦出现粘轮的现象要立即停止施工，采用铲刀的方式进行刮除，以免对混凝土表面的平整度造成影响。碾压过程中专人对碾压遍数进行控制。事实证明，调整后的B组合式碾压新工艺确实具有容易控制遍数，碾压有序，有利平整度及压实度的优点。对于轮胎式压路机，在正式碾压以前，要设专人对前后轮刷食用油，以防止出现粘轮问题。
d在复压结束后，终压结束以前，设专人采用6m直尺对成型混合料的平整度进行逐尺测量，对于大于5mm的部位采用双钢轮压路机及时进行修复性碾压，确保平整度全部合格。
3.7在尚未冷却的而层上，禁止停放压路机和其他车辆，进行交通管制。按规范要求进行压实度、平整度、渗水系数、摩擦系数等有关项口检测。
4质量控制
4.1在组织沥青混凝土摊铺以前，建立健全质量保证体系，按岗定人，分工明确，责任到人；
4.2加强施工现场管理人员和操作人员的责任心教育，保证按照预定的碾压方案进行施工；
4.3配置足够的压实机具并在休工期间及时检查维修，使设备一直处于良好状态；
4.4做好演练工作，发现问题及时调整；施工过程中，紧跟摊铺机，有效利用温度资源，提高沥青混合料的初始密实度，减少复压产生的轮迹，从而得到理想的空隙率，提高沥青混凝土的密实度和平整度；
5总结
综上所述，根据经验公路沥青混凝土路面施工中做好沥青混凝土拌合物的压实和碾压是一项重要的技术环节，是值得高度关注的技术性问题。沥青混凝土拌合物的压实和碾压受到沥青混凝土拌合物制备过程，碾压施工工艺，碾压机械和温度变化的影响，要想提高公路沥青混凝土路面施工中碾压环节的质量就必须针对上述环节加强控制，真正确保高等级公路沥青混凝土路面施工效果，满足社会日益增长的交通需求，实现科技交通、安全交通和和谐交通的目标。
参考文献：
[1]裴连杰，宇文羽中.提高高等级公路沥青路面平整度的措施[J].黑龍江交通科技.2006（08）.
钢筋混凝土组合梁 篇7
关键词：钢筋混凝土组合梁,变形,分析
新型外包钢-混凝土组合梁是针对传统工字钢-混凝土组合粱存在的缺点而提出的一种改进的组合粱结构形式。它是以较厚的钢板作为底板, 腹板采用较薄的冷弯薄壁型钢, 二者通过焊缝连接形成组合梁的肋部, 钢与混凝土通过剪力连接件共同工作。但目前在组合梁体系中广泛采用的柔性钢质连接件 (如栓钉等) 受力后变形, 产生交界面的相对滑移亦使组合梁的变形增大。因此如何保证结构构件在使用期间预期的适用性, 使组合梁的变形控制在一个合理的范围内, 一直是组合梁研究领域中的一个热点问题, 方便、准确地计算组合梁的变形, 对组合梁在工程中的推广应用有着重要的意义。
1分析模型建立
试验表明, U型钢梁设有上翼缘的新型外包钢-砼组合梁在变形后存在两个相对滑移面, 如图1所示。滑移效应的存在使组合梁的变形要大于按换算截面法得到的计算结果。为了考虑两个相对滑移面和肋部砼对组合梁变形的影响, 引入以下三点假设:
(1) U型外包钢和U型钢内的T型砼部分具有相同的曲率;
(2) 两个相对滑移面上的滑移量相等;
(3) 变形后, U型外包钢和U型钢内T型砼的截面各自仍保持平面。
根据假设把新型外包钢-砼组合梁简化成由两个Nermark模型按截面位移协调原则组合而成的, 计算模型如图1所示:
2最小势能原理建立变形的简化公式
根据外包钢-混凝土组合梁的内力平衡条件和最小势能原理, 可以得出其变形公式 (1) :
通过求解微分方程得到外包钢-砼组合梁变形的解析解, 形式上比较复杂。为了便于工程设计的实际应用, 需对公式作进一步的简化。无量纲θL可定义公式 (2) :
把实验组合梁跨中挠度和用换算截面法得到的计算结以及组合梁无交互作用时得到的计算结果进行比较, 推出无量纲参数公式 (3) :
将无量纲参数引入传统的换算截面法中, 把新型外包钢-砼组合梁的变形公式写成公式 (4) :
3分析结果的对比分析
根据理论计算结果和试验数据的对比, 见表1。
4结束语
新型外包钢-混凝土组合梁是在传统的工字钢组合梁上发展起来的一种新的结构形式, 对于组合梁在正常使用状态下的挠度计算来讲, 需要考虑T型混凝土与U型外包钢之间由于抗剪连接件的变形而存在的相对滑移对变形的影响, 这一点已由实验所证实。本文针对新型外包钢-混凝土组合梁特殊的构造形式, 建立了简化的计算模型, 用最小势能原理推导了不同加载情况下的简支组合梁的变形解析解。通过对相关参数进一步进行分析, 提出了简支组合梁在正常使用阶段变形计算的简化公式。通过计算结果与实验数据的对比, 两者吻合良好, 可作为设计参考。
参考文献
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钢筋混凝土组合梁 篇8
钢-高强混凝土组合梁 (以下简称组合梁) 是在钢结构和高强混凝土结构基础上发展起来的一种新型梁, 通常其肋部采用钢梁, 翼板采用混凝土板, 两者间用抗剪连接件连成整体, 抗剪连接件是钢梁与混凝土板共同工作的基础, 它沿钢梁与混凝土板的交界面设置。混凝土抗压强度较高而抗拉强度很低, 即使是钢筋混凝土板受拉后也容易出现开裂问题, 宜用于受压环境;钢材的抗拉、抗压强度均很高, 因此钢结构构件的截面一般较小而且常采用宽而薄的板材, 受压时易屈曲, 所以钢梁的设计必须考虑稳定问题。两种材料按组合梁的形式结合在一起, 可以避免各自的缺点, 充分发挥两种材料的优势, 形成强度高、刚度大、延性好的结构形式。同混凝土结构相比, 它可以减少自重, 减轻地震作用, 减少构件的截面尺寸, 增加有效使用空间, 降低造价, 节约模板并减少支模工序从而缩短施工周期, 还可以增加结构的延性, 同钢结构相比, 它可以减少用钢量, 增加刚度, 增加稳定性和整体性等, 因此在高层结构中得到广泛应用。
我国《钢结构设计规范》 (GB50017—2003) 中, 对组合梁抗弯设计相关规定时, 只考虑一般的工字梁对结构失稳, 并没有考虑到混凝土板对钢梁的约束作用。在计算组合梁的强度、挠度和裂缝时, 并没有考虑板托截面。在连续钢-高强混凝土组合梁中, 在其负弯矩区, 钢梁不仅承担很大一部分的剪力, 而且在混凝土板的作用下还会产生弯曲变形, 这些规范都没有考虑到, 其实在计算钢与高强混凝土组合梁时, 我们应考虑楼板与工字梁的协同变形影响。
2 工程概况
某厂房长105m, 宽45m, 面积约2×104m2, 楼盖采用钢梁-高强混凝土楼盖组合形式, 焊接工字钢梁, 其中15m为标准主梁一跨, 5m为次梁一跨;45m之内设9道次梁, 梁高1.5m, 工字梁采用I16, Q345B, 板厚200mm, 混凝土强度等级C60, 双层双向配筋, 板上恒载10k N/m2, 活载5k N/m2, 厂房立面图如图1所示。
3 SAP2000模型建立
利用有限元软件SAP2000对组合梁弯矩承载力以及其他各项指标进行分析, 考虑楼板与工字梁的协同工作, 但是忽略初始应力损失。梁板采用壳单元进行模拟, 通过采用共同节点实现梁板之间的连接, 结合此工程进行3种不同条件下的约束: (1) 板沿四周固定, 多根梁一起, 不加任何力的情况作用下, 考虑其中协调变形影响; (2) 根据实际工程的梁和楼板的布置, 将梁的抗弯刚度取值取到原来的2.6倍 (将梁对楼板中心取惯性矩) ; (3) 按照SAP2000规定程序, 将梁向-Z方向移动0.5m (将梁顶和楼板面平齐) 。
为了更好地研究钢-高强混凝土组合梁, 取3跨×2跨梁板进行结构分析, 长向跨度8m, 短向跨度2m, 高强组合梁截面H300mm×200mm×20mm×30mm, 计算模型见图2、图3。
4 模型分析
依据模型建立与分析, 在板沿四周固定多根梁时, 不加任何力的情况下, 其变形时的弯矩是非常小的, 如图4所示。此时只有本身的自重, 板在梁处的弯矩M11为-3.5k N·m, 跨中5k N·m, 梁为-85.75k N·m, 跨中46.7k N·m。当根据实际工程的梁和楼板的布置, 将梁的抗弯刚度取值取到原来的2.6倍 (将梁对楼板中心取惯性矩) , 此时需考虑板与梁的协同变形影响, 变形情况如图5所示。
此时板在梁上的M11为-15k N·m, 跨中13k N·m, 梁为-103.75k N·m, 跨中65k N·m。按照SAP2000规定程序, 将梁向-Z方向移动0.5m (将梁顶和楼板面平齐) 。此时就需要考虑到侧方向的刚度对混凝土板以及钢梁的影响。这时楼板承担了此部分自重, 但是弯矩却减小了。此时, 板在梁上的弯矩M11为-8.5k N·m, 跨中12k N·m, 梁为68.54k N·m, 跨中37.5k N·m。结果表明, 由于上翼缘板的作用, 在其下端会产生负弯矩, 同时会出现失稳, 对于同种工况下不同的条件施加不同的力, 组合梁弯矩也有一定量的改变。采用加大工字梁的截面尺寸来控制钢-高强混凝土组合梁下端弯矩的增加, 使其能够更均匀地受力, 从而确保不发生屈曲破坏。
5 结论
对于钢—高强混凝土组合梁, 由于上翼缘板的作用, 在其下端会产生负弯矩, 同时会出现失稳。结合某实际工程, 根据工程中梁板实际受力的情况, 利用有限元软件SAP2000对于同种工况下不同的条件组合梁施加不同的荷载, 其弯矩有所改变。结果分析表明, 加大工字梁的截面尺寸来控制钢—高强混凝土组合梁下端弯矩增加, 让组合梁受力更均匀, 防止发生屈曲破坏, 以此来保证钢-高强混凝土组合梁的安全性。
摘要：钢-高强混凝土组合梁抗弯承载力对组合梁的结构设计很关键, 组合钢梁上翼缘受混凝土楼板约束, 其承载力必然受到一定的限制, 此外, 在连续组合梁的负弯矩区, 随着荷载不断增加, 整个结构就会在负弯矩区会发生破坏。为了避免这种破坏的产生, 利用通用有限元程序SAP2000对钢-高强混凝土组合梁进行了抗弯承载力分析, 研究其抗弯承载力的影响因素, 有利于确保钢-高强混凝土组合梁的安全性。
关键词：抗弯承载力,钢-高强混凝土组合梁,SAP2000
参考文献
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[2]朱聘儒.钢—混凝土组合梁设计原理[M].北京:中国建筑工业出版社, 1989.
[3]马怀忠, 王天贤.钢与混凝土组合结构[J].北京:中国建材工业出版社, 2006.
钢筋混凝土组合梁 篇9
蜂窝梁研究源于英国, 蜂窝梁的研究局限于弹性阶段的研究。近年来, 国外通过对蜂窝梁的弯扭屈曲变形和整体稳定性能的研究和分析, 得出弯扭屈曲变形和整体稳定的变化特点[1]。另外一些学者以六根腹板非连续开洞的组合梁和一根钢梁为试验基础, 主要研究开洞位置和弯剪力变化对于承载力的影响。试验证明腹板开洞极大的削弱了其承载力[2]。国内对于钢—混凝土蜂窝组合梁的研究也仅限于利用ANSYS有限元模拟腹板的非连续开洞组合梁。综上所述, 无论是国内还是国外对钢—混凝土蜂窝组合梁研究都是很少的[3,4]。因此, 进一步对钢—混凝土蜂窝组合梁了解很有必要, 尤其是剪应力的分析研究。
1 研究内容
本文主要是通过对钢—混凝土蜂窝组合梁 (下部蜂窝梁为六边形和圆孔) 施加均布荷载和集中荷载, 使其在荷载作用下, 分析钢—混凝土蜂窝组合梁关键截面位置的应力分布特点。由于腹板的连续开孔导致截面的抗剪性能下降, , 并并且且挠挠度度也也比比实实腹腹梁梁的的大[5,6]。通过两种不同的开孔类型蜂窝组合梁对比, 研究影响应力分布的因素。如图1所示为钢—混凝土蜂窝组合梁关键计算截面1—1, 截面2—2, 截面3—3的分布。
2 数据资料分析
现对钢—混凝土蜂窝组合梁 (六边形和圆形) 进行有限元模拟, 构件的编号与尺寸如表1所示。
3 钢—混凝土蜂窝组合梁剪应力状况
钢—混凝土蜂窝组合梁最大的问题在于下部钢梁的腹板处开孔, 而开孔之后其影响最大就是开孔处截面的剪应力的大小情况。就蜂窝梁而言剪应力可以通过其截面的上下两个T形截面分配承担, 但是组合梁为混凝土板与钢梁共同受力的, 所以其剪力的分布特点与蜂窝式钢梁有所不同, 如图2所示。
从图2荷载作用下的剪应力模拟图形可以看出, 混凝土翼板对钢—混凝土蜂窝组合梁抗剪性能的影响是有贡献的, 不可忽略的。
分析不同混凝土板尺寸对抗剪贡献的影响, 在其他的参数不变的情况下, 只改变混凝土板的厚度与有效混凝土翼板宽度, 而截面的宽度影响较小, 选取L13和L14进行模拟实验, 用ANSYS模拟数据从表1可知, L11, L12, L13和L14在三个关键截面的剪应力对比如图3所示。
由图3可知混凝土板的厚度对剪应力的贡献较大, 并且通过三个截面的剪应力对比可知:实腹式组合梁的剪应力计算公式已不能够直接应用于钢—混凝土蜂窝组合梁剪应力的计算, 主要原因在钢梁的腹板处开洞对其受力性能产生了影响, 但是对剪力的承担构件是不变的。实腹式组合梁抗剪强度由钢梁和混凝土翼板共同承担, 同理钢—混凝土蜂窝组合梁的抗剪强度的计算仍然建立在此基础上, 但是存在一定的区别。通过图2和图3可知:
1) 在均布荷载的作用下, 简支梁出现最大剪力的截面是靠近梁端部开孔处的边缘, 分析原因:在均布荷载作用下的简支梁剪力出现在两端位置, 并且由于开孔的影响会产生应力集中现象, 所以剪应力最大应力出现在梁端开孔处的边缘。
2) 通过四组梁的对比可以得出, 开孔为圆形的蜂窝组合梁出现的应力集中现象明显比开孔为正六边形蜂窝组合梁的有所降低。
3) 钢—混凝土蜂窝组合梁抗剪强度是由混凝土翼板和下部蜂窝钢梁提供的, 而混凝土翼板的贡献是不可忽略的。混凝土翼板的厚度对抗剪的影响程度较大, 厚度较小时, 对抗剪程度影响较小, 当厚度较大时, 影响程度较大。
4) 根据费氏空腹桁架理论剪力的计算方法, 以及通过ANSYS模式图可以看出上部T形截面所承担的剪力明显比下部T形截面承担的剪力要大。
4 结语
本文分析结果表明:在混凝土翼板宽度相同情况下, 圆形开孔蜂窝组合梁明显比开孔为正六边形蜂窝组合梁的抗剪强度高;同一种开孔类型情况下, 混凝土翼板的厚度越大对抗剪的影响程度越大。建议钢—混凝土蜂窝组合梁设计时, 合理选择开孔类型和混凝土翼缘厚度, 避免对截面承载力和刚度削弱过大, 影响构件稳定性。
参考文献
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钢筋混凝土组合梁 篇10
钢筋混凝土迭合结构是在预制构件上加浇一层现浇混凝土而形成的一种装配整体式结构。这种结构具有整体刚度好、抗震性能好、节约三材、施工简便且能缩短工期等优点。因此, 在各国工程建设上的应用数量逐年增加, 应用范围不断扩大。大力研究与发展迭合结构是当前国际上的重要趋势。
钢筋混凝土迭合梁由两部分构成:预制部分和后浇部分。因此, 受力可分为两个阶段:预制构件受力阶段和迭合构件受力阶段。钢筋混凝土迭合梁以预制部分的钢筋混凝土承受施工荷载, 待其现浇混凝土达到设计强度后, 再由整体迭合截面承受使用荷载。一方面, 钢筋混凝土迭合梁相对预制装配结构, 采用钢筋混凝土迭合梁可提高结构的整体刚度和抗震性能;同时在施工上, 采用钢筋混凝土迭合梁还可解决施工现场大型预制构件吊装能力不足的问题, 这样既方便施工, 又可降低工程造价。另一方面, 钢筋混凝土迭合梁相对现浇整体结构, 采用钢筋混凝土迭合梁可减轻支模工作量 (尤其是在高空或困难条件下) , 提高施工效率, 节约模板材料, 经济效益显著。因此近几年来, 钢筋混凝土迭合梁在建筑工程、道路与桥梁、港工和水工混凝土结构中得到了日益广泛的应用。
结构设计包括:承载力极限状态计算和正常使用极限状态验算。正常使用极限状态是指对应于结构或结构构件达到正常使用或耐久性能的某项规定的限值。包括: (1) 影响正常使用或外观的变形; (2) 影响正常使用或耐久性的局部破坏 (包括裂缝) ; (3) 影响正常使用的振动; (4) 影响正常使用的其它特定状态。按正常使用极限状态设计时, 应验算结构构件的变形、抗裂度或裂缝宽度。钢筋混凝土迭合受弯构件的正常使用极限状态的计算包括使用阶段受拉钢筋应力控制、裂缝宽度验算和挠度验算。本文就谈谈钢筋混凝土迭合梁在正常使用状态下受拉钢筋的应力计算和控制。
2 迭合梁的受力特点
对于二阶段受力迭合梁, 由于第一阶段荷载的作用, 在预制构件内将产生应力, 而迭合层没有。为方便起见, 称其为荷载预应力和荷载预应变。正是这种局部荷载预应力使迭合梁具有不同于整浇梁或一阶段受力迭合受弯构件 (施工阶段在预制下设有可靠支撑, 能保证施工阶段作用的荷载不是预制构件而直接传入支撑) 的受力性能。
迭合梁在施加第二阶段荷载后, 由于预应变的存在, 整个截面实际应变与整浇梁有较大区别, 它等于荷载预应变与第二阶段荷载引起的应变增量之和。从试验结果和有限元分析计算可知:迭合梁内的应变, 可较好地近似为双线性, 在迭合面, 应变发生突变, 迭合层上部混凝土受压, 下部受拉;预制梁混凝土上部受压, 下部受拉;纵向钢筋受拉。这种以迭合面为分界面、预制构件和迭合层具有不同的应变变化规律的特性, 将一直持续到裂缝穿过迭合面时为止。
对整浇梁或一阶段受力迭合梁, 在荷载作用下产生的截面弯矩, 由整个截面的混凝土和钢筋承担, 而对二阶段受力的迭合梁, 第一阶段荷载产生的弯矩仅由预制构件截面的混凝土和钢筋承担, 这样, 在施加与整浇梁荷载相同的第二阶段荷载时, 势必造成迭合梁钢筋受拉应力大于整浇梁钢筋受拉应力, 二者的差值称为受拉钢筋应力超前值。
根据试验资料和有限元分析结果, 在第二阶段荷载作用下, 随着荷载的增大, 裂缝高度的增加, 第二阶段荷载引起的钢筋应力σs1值是发生变化的, 但是在钢筋屈服前的相当长一段时间内, 应力σs1值变化不大, 用σs1的最大值来表示具有较好的近似性, 若认为平截面假设在加载过程中均成立, 则钢筋应力σs1值为一常量。
对迭合梁, 第一阶段荷载引起的截面弯矩M1仅作用于预制构件截面, 后浇混凝土应变为零。而对整浇梁, 同样的M1, 由于作用在整个截面上, 使截面上部的混凝土产生压应变。与整浇梁相比, 迭合层受压区的混凝土应变滞后。
迭合层混凝土的受压应变滞后, 使得迭合梁在受拉钢筋达到屈服后, 受压区混凝土还有较大的承载能力。相对整浇梁来说, 在受拉钢筋屈服后, 迭合梁还可以施加较大的荷载才能使受压区混凝土达到极限压应变。若钢筋屈服后, 具有强化段, 则显然迭合梁极限承载力将高于整浇梁, 若钢筋屈服后, 进入流动, 则其极限承载力也不低于整浇梁。
总之, 钢筋混凝土迭合梁的受力特点是:钢筋应力应变超前, 而受压区的混凝土应变滞后。
3 受拉钢筋应力的计算及其控制
由于迭合构件二次受力的特点, 其纵向受力钢筋应力超前, 不但会引起迭合梁裂缝宽度、挠度较大, 而且会使纵向受拉钢筋较早地达到屈服强度。试验表明, 一些在第一阶段加载稍大的迭合梁, 在标准弯矩下, 钢筋应力有可能达到甚至超过钢筋的标准强度, 这就是造成“少筋硬化”和“少筋拉断”状态的根本原因。如果能控制迭合梁的“应力超前”现象, 使迭和梁在使用状态下的应力和整浇梁基本一致, 就没有必要再建立迭合梁的“少筋限值”了。因此设计时必须计算和控制使用阶段纵向受力钢筋应力。只有这样, 才能保证迭合梁的正常使用。
3.1 受拉钢筋应力的计算
所谓受力钢筋的应力控制, 主要是指裂缝出现后迭合梁裂缝截面钢筋应力的控制。迭合梁的特点是迭合前和迭合后二次受力, 迭合前和迭合后两个阶段的应力和应变图分别计算受力钢筋的应力, 然后相加, 得到总的外弯矩作用下的钢筋应力。
分解迭合前和迭合后两个阶段的应力图如图1所示。在进行受拉钢筋应力计算时特做出如下五点假定:
⑴变形的平截面假设成立。
⑵第一阶段荷载引起的钢筋应力最大值σs1不变。
⑶受压区混凝土处于弹性状态, 应力与应变成比例。
⑷裂缝出现后, 受拉区混凝土不参加工作。
⑸迭合前后两个阶段梁均已开裂。
在使用阶段, 在标准弯矩Mk=M1Gk+M2k作用下, 二阶段受力迭合构件受拉钢筋应力σs可按迭加方法计算, 即
式中:
σs1———标准弯矩作用于预制构件截面上所产生的纵向受拉钢筋应力;
σs2———标准弯矩作用于迭合构件截面上所产生的纵向受拉钢筋应力增量。
σs1可按下述方法计算:
式中:
h01———预制构件截面的有效高度;
η1———在标准弯矩M1Gk作用下预制构件裂缝截面的内力臂系数。
当取η1=0.87时, 则
在弯矩M2k作用下, σs2可按下述方法计算:
据图1, 根据力的平衡条件可得:
式中:
η2———在标准弯矩M2k作用下迭合构件裂缝截面的内力臂系数。
当取η2=0.87时, 则
3.2 受拉钢筋应力控制
如果把相应的整体梁的破坏状态作为迭合梁的破坏标准, 限制迭合梁在使用荷载下的钢筋应力, 使之与相应的整体梁在使用荷载下的钢筋的应力具有相同的安全储备, 这样就消除了二阶段受力迭合梁的“应力超前”的现象。为此, 就必须确定受拉钢筋应力限制值[σs], GBJ10-89取[σs]=0.9fy
由于二阶段受力迭合构件存在着应力超前的现象, 因此, 与整浇梁相比, 迭合梁的受拉钢筋应力将较早地达到屈服强度。为了防止二阶段受力钢筋混凝土迭合构件在使用阶段受拉钢筋应力过大, GBJ10-89规定, 对于二阶段受力迭合构件在使用阶段的受拉钢筋应力σs, 即 (σs1+σs2) , 必须满足下式要求:
这样处理, 既可避免迭合梁“少筋硬化”和“少筋拉断”状态的出现, 同时也给迭合梁裂缝宽度和挠度的验算创造了有利的条件。但式7并不能代替迭合梁的裂缝宽度和挠度验算。用式7来控制二阶段受力迭合构件的受拉钢筋的应力, 还可以在一定程度上改善钢筋混凝土迭合构件的受力性能, 使迭合构件受力更合理。
4 结论
前面已经分析了混凝土迭合结构相对于预制装配式结构和整浇式结构有较大的优点。可以说, 混凝土迭合结构是取预制装配式结构和整体结构各自的优点, 取长补短而发展起来的一种装配整体式结构型式, 因此, 混凝土迭合结构有其自身的特点。迭合梁由于二次受力, 产生“应力超前现象”, 与相应的整浇梁对比, 虽然极限承载能力没有降低, 但在使用阶段挠度和裂缝宽度限制的可靠度则大为减少。试验结果表明, 部分一次加载较大的梁, 在标准弯矩作用下, 其受拉纵筋的应力已接近甚至超过屈服强度。这给迭合梁使用阶段和超过标准荷载后的性能带来非常不利的影响。因此, 为满足正常使用, 必须对迭合受弯构件的“应力超前现象”加以控制。上述“应力超前现象”的控制和计算, 只是改善迭合受弯构件的使用性能, 并不意味着迭合受弯构件在任何加载情况下都能满足规范对裂缝宽度和挠度限制的要求。为此, 迭合受弯构件还必须进行裂缝宽度和挠度的验算。
随着混凝土迭合结构在国内和国际上日益广泛的应用, 大力研究与发展混凝土迭合结构是目前一个重要的趋势。
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钢筋混凝土组合梁 篇11
摘要：以某2 MW传统钢筒结构风电塔架为对象，采用预应力混凝土钢组合塔架结构取代原钢筒结构，并对组合塔架结构的两塔段进行优化。以造价为目标函数，在塔架几何外形不变的情况下，考虑预应力混凝土与钢塔段的强度、刚度、稳定性、疲劳以及自振频率、顶部最大位移等约束条件，借助改进的粒子群优化算法，对预应力混凝土和钢塔段的高度及其截面尺寸进行优化。结果表明，采用粒子群算法对预应力混凝土钢组合塔架两个塔段进行优化后，在满足各项约束条件的前提下，组合塔架结构形式的造价比传统钢塔架造价降低约27%。
关键词：组合风电塔架；结构优化；改进的粒子群算法；钢筒风电塔架
中图分类号：TU398.9：TM614 文獻标识码：A
风能作为一种蕴藏丰富，分布广泛，而且清洁的可再生能源，受到了全世界越来越多的关注。近年来我国风电场建设发展迅速。对于我国能源相对短缺的湖南、贵州、云南等南方省份，风资源大多分布在交通不便的山区。风电塔架作为水平轴风力发电机组的下部支撑，是风机的重要组成部分。兆瓦级传统钢结构风电塔筒的底截面直径一般超过4 m，接近一些国家公路运输容许的最大宽度和高度，因此传统钢塔筒的运输非常困难，而且运输费用高。特别是南方山区风场建设中，重量大、长度长的钢制塔筒的运输越发困难而且危险性高。此外为了建设上山道路必须花费大量额外资金，大大增加了风电场建设的成本。
由于混凝土结构可以现浇或者预制，因此采用钢筋混凝土或者预应力混凝土代替部分钢结构，形成钢筋混凝土或者预应力混凝土钢组合风电塔筒结构是有效的解决之道。Singh等的研究表明预应力钢筋混凝土风电塔架的设计比全钢塔架具有更大的灵活性。Seidel对已经建成的钢混凝土组合塔架和钢塔架整体结构进行了结构比较分析，说明钢混凝土组合塔架可以克服山区交通不便、难以运输的问题。牛家兴对预应力混凝土与钢组合塔架的研究表明，预应力混凝土与钢组合塔架克服了传统钢管塔的运输及制造困难，同时也能更好地满足目前风机功率大型化发展趋势对于塔架高度的需求，代表了未来风电结构发展的方向。许斌等提出了一种新型的嵌入式开孔板和穿孔钢筋连接段结构方案，有效地提高了塔架过渡段刚度并改善了应力分布。这种组合塔架中预应力混凝土段与钢结构段的高度以及各自的界面尺寸的优化对于降低造价，保证其良好的动静力性能具有重要意义。
Uys等以造价为目标函数对传统钢塔架结构进行了优化。然而，目前对于预应力混凝土与钢组合塔架中钢塔段与混凝土塔段的高度的比例以及各段的截面尺寸的优化尚无详细研究。Hani等基于风电塔架的自振周期以及稳定性设计提出了5种优化准则并对某100 kW风机进行了优化设计。国内，马宏旺等提出了一种基于ABAQUS和遗传算法的预应力混凝土塔架优化方案。陈俊岭等提出了一种新的塔架结构形式并对其进行了优化。
本文以某兆瓦级风力发电机组的传统钢塔架为对象，采用预应力混凝土钢组合风电塔架结构方案，考虑不同风荷载工况下，以强度、刚度和稳定性为约束条件，以造价为目标函数，对预应力混凝土段和钢塔段的高度以及各段的界面尺寸采用粒子群优化算法（Particle Swarm Optimization，PSO）进行优化。两塔段高度的优化结果与国外文献报道的预应力混凝土钢组合塔架工程实例吻合较好。
1预应力混凝土钢组合塔架结构优化约束条件
风电塔筒所受荷载均为偏心荷载，风荷载作为风机塔架设计的重要荷载之一，由于其不确定性，根据相关设计规程规定，需要对4种不同风速（平均风速、额定风速、切出风速以及暴风风速）下的塔筒受力进行计算。结构设计必须满足钢塔架以及预应力混凝土塔段的强度、刚度和稳定性要求。本文以强度、刚度和稳定性作为约束条件进行结构的优化求解。
1.1钢筒段约束条件
1.1.1局部稳定
由烟囱设计规范，钢筒段局部稳定约束条件可表示为：
（1）式中：M为塔架水平计算截面的最大弯矩设计值；Ni为相应轴向压力或轴向拉力设计值；Ani为计算截面处的净截面面积；Wni为计算截面处的净截面抵抗矩；ft为钢材抗拉、抗压和拉弯强度设计值；σcrt为塔架筒壁局部稳定的临界应力值；i表示塔架i截面。
1.1.2整体稳定
由钢结构设计规范，钢筒段整体稳定约束条件可表示为：
（2）式中：Abi为计算截面处的毛截面面积；等效弯矩系数βmx=1.0；Wbi为计算截面处的毛截面抵抗矩；λ为塔架长细比，塔架可以按照悬臂梁构件计算；φ为塔架截面轴心受压构件稳定系数；NEx为欧拉临界荷载。
1.1.3强度
参考ASCE/AWEA RP2011，确定塔筒筒壁的各项强度约束条件。
1）抗压强度
（3）
（4）
（5）
（6）
（7）式中：D为塔筒外径；t为塔筒壁厚；E为弹性模量；Fy为钢材屈服强度。
（8）
（9）
（10）
（11）
2）抗剪强度
（12）其中，
（13）Vu为剪力设计值，Av为塔筒截面面积的一半；
（14）
（15）
（16）
3）抗扭强度
（17）
（18）
（19）
（20）
（21）
4）综合作用
（22）
（23）
（24）
1.1.4疲劳
钢塔段的疲劳约束条件为
（25）式中：△σe为常幅等效应力幅，可以根据风场气象资料，通过Miner线性积累损伤法则和雨流计数法统计得出；[△σ]为容许应力幅，可通过钢结构设计规范查得疲劳参数C，n和β求得。
1.2预应力混凝土塔段约束条件
预应力混凝土段的约束条件主要是对混凝土段承载能力进行验算。根据高耸规范，混凝土塔筒筒壁厚t的最小值为tmin=100+0.01D，且不小于180 mm。
1.2.1混凝土段約束条件
1）混凝土轴向应力
根据高耸结构设计规范，混凝土轴向应力由式（26）确定：
（26）式中：Nk为各项荷载标准值共同作用下的截面轴向力；Npe为有效预应力；A0为计算截面处混凝土塔筒的水平截面的换算截面面积；e0k为轴向力对界面圆心的偏心距。
对于混凝土段，要求混凝土轴向应力满足以下条件：
（27）式中：fc为混凝土的轴心抗压强度。
2）混凝土截面弯剪扭作用
根据混凝土结构设计规范，混凝土截面在弯剪扭作用下需要满足以下条件：
（28）式中：ft为混凝土的轴心抗拉强度；Npo为计算截面上混凝土法向预应力等于零时的预加力。
3）疲劳作用
混凝土规范中对疲劳验算给出了相关规定，要求不出现裂缝的预应力混凝土受弯构件其正截面的混凝土、纵向预应力筋应力幅应符合下列要求：
（29）
（30）式中：σfcc，max为疲劳验算时截面受压区边缘纤维的混凝土压应力；ffc为混凝土轴心抗压疲劳强度设计值；△σfp为疲劳验算时截面受拉区最外层；△ffpy为预应力筋的疲劳应力幅限值。
1.2.2塔筒混凝土钢连接段
风电塔筒混凝土钢连接段设计需要考虑多种因素。一方面，连接段需要有良好的传力性能；另一方面，连接段本身需要有足够的强度、刚度以及稳定性。
对于一般的预应力混凝土结构，涉及到钢筋的绑扎和定位、混凝土浇筑等问题，工作量很大。在国外，混凝土塔筒等结构常采用体外预应力混凝土。体外预应力混凝土的预应力筋套管布置简单，调整容易，简化了后张法的操作程序，大大缩短了塔筒的施工时间；同时由于预应力筋布置于混凝土外，混凝土浇筑方便，减少了摩擦损失且可以方便地在结构使用过程中更换预应力筋。本文根据截面弯矩设计值，在保证截面混凝土不出现拉应力的原则下，确定截面总预应力水平。预应力筋取36束高强低松弛钢绞线，每一束有8根1×7φs15.2钢绞线，张拉控制应力为1 302 MPa。
1.3塔筒整体约束条件
塔筒整体约束条件主要有自振频率和塔筒的顶部最大位移。
1）自振频率
为了防止塔架与叶片发生共振，塔架动力特性尤为重要。一般要求风电塔架的固有频率应避开风机的叶片转动频率以及叶片通过频率这两个区段且至少相差10%。如图1所示，塔筒自振频率应处于白色区域内。
2）塔筒顶部最大位移
塔筒顶部最大位移应满足下式要求。
Wmax/Wal<1。（31）式中：Wmax为塔筒顶部的最大位移；Wal，为塔筒顶部最大容许位移。
1.4荷载组合
参考荷载规范，塔架荷载组合见表1，其中DL为永久荷载，TWL为风轮气动荷载，WL为塔架风荷载，PL为俯仰荷载，EL为附加荷载。
2优化目标函数
取塔筒造价为优化目标函数。
2.1钢塔段材料价格计算
钢塔段造价可以表示为：
（32）式中：F1为钢塔筒材料价格；C1为市场钢制塔筒的平均价格；r为钢筒半径；ti（i=1，2，3，…，N）为各段钢筒壁厚；hi（i=1，2，3，…，N）为各段钢筒长度；N为法兰数量（即钢筒数量）；C为单个法兰造价。
2.2混凝土塔筒段价格计算
由普通钢筋和预应力钢绞线的用量，塔筒混凝土段造价可表示为：
（33）式中：F2为混凝土塔筒材料价格；C2，C3，C4分别为C50混凝土、普通钢筋、预应力钢绞线的市场平均价格；r为混凝土塔筒半径；t为混凝土塔筒壁厚；h4为混凝土塔筒高度；As，Ap分别为普通钢筋和预应力钢筋的面积。
2.3其他费用
法兰造价、模版、脚手架、人工费、机械费、管理费、措施费、规费等费用根据《湖南省建筑工程单位估计表（99）》《湖南省建筑工程概算定额（2001）》《湖南省建筑装饰装修工程消耗量标准（2006）》和各类材料在湖南地区的基本价格进行估价得到。运输、道路建设等其他方面的费用受工程地点等因素影响较大，难以估算，本文暂未考虑。
3基于粒子群算法的组合塔架优化
目标函数和约束方程都是非线性的，其优化问题可以表示为：
（34）式中：z为目标函数；x=（x1，x2，…，xn）T为向量；c（x）=[h1（x），h2（x），…，hn（x）]T为函数向量；f（x）为标量函数；f（x）和c（x）为非线性函数。
基本粒子群算法由于采用常数学习因子和惯性权重，寻优结果往往不够理想。此外，所有粒子都使用相同的学习因子和惯性权重来更新速度和位置并朝这个最优粒子聚集，容易陷入局部最优解，且收敛速度较慢。因此，本文采用了带有权重函数学习因子的粒子群算法进行优化求解。其学习因子和惯性权重的计算公式为：
（35）式中：t为迭代次数；M为最大迭代次数；叫ωmax为最大惯性权重；ωmin为最小惯性权重；c1为学习因子1；c2为学习因子2。本文利用MATLAB进行编程，主程序为粒子群算法。先随机生成代表设计变量的粒子送人f（z）中计算在满足所有约束条件下的塔筒造价，即目标函数，然后将每个粒子的目标函数值返回主程序，用每组设计变量对应的造价通过更新原则即式（32）更新学习因子和惯性权重，得到新的粒子的速度和位置。之后，将新粒子送人f（z）中计算造价，多次循环后得出满足结束条件时的最优造价。粒子群算法流程图如图2所示。
在选择设计变量时，为减少循环次数，提高计算效率，依据工程中的设计经验，对设计变量的取值范围进行限定。本文优化变量及取值范围见表2。
4优化分析算例
结合《烟囱设计规范》《钢结构设计规范》《高耸结构设计规范》《混凝土结构设计规范》和厂家提供的风电场荷载等条件，基于上文所述目标函数和约束条件，对组合塔筒预应力混凝土段与钢塔段的高度以及两塔段的截面尺寸进行优化。组合塔架的材料参数取值见表4。
首先，对采用不同优化算法的优化过程进行对比。其中，带有权重函数学习因子的粒子群算法各参数取值分别为：最大惯性权重叫ωmax=0.9；最小惯性权重ωmin=0.4；粒子数目N=30；迭代次数M=50。标准粒子群算法的进化各参数取值分别为：学习因子1取c1=2；学习因子2取c2=2；惯性权重ω=005；粒子数目N一30；迭代次数M=50。运输时，钢塔筒最大长度为25 m。
图4表示的是相同条件下带有权重函数学习因子的粒子群算法与标准粒子群算法的进化曲线对比。可见，可变权重和变化的学习因子的粒子群算法收敛更快。
图5表示的是相同算法条件下不同粒子数的粒子群算法的进化曲线对比。粒子数N=20与N=30时，进化到15代以内，造价即接近最小值。粒子数N=20与N=30时的计算结果区别不大，为提高计算速度，实际计算时粒子数可只取N=20。
表5表示经过优化之后的两塔段高度以及塔筒截面尺寸的优化结构以及相应造价。与原造价约166万元对比可以看出，经过粒子群优化后，造价最终可节省约27%，可以有效减少工程投资。钢筒段长度占塔架全长约30%，与国外现有文献中报道的钢塔段高度占26%的结果较为接近。考虑到我国与国外在建造费用特别是人工费上的区别，这一比值可以认为是合理的。
5结论
本文采用改进的粒子群算法，对预应力混凝土钢组合风电塔架的结构塔段高度以及截面尺寸進行优化，综合考虑组合塔架结构的强度、刚度和稳定性等约束条件，以造价为目标函数，通过优化得到了预应力混凝土塔段与钢塔段两段塔架高度以及界面尺寸的优化结果。通过本文的优化算例，可以得出以下结论：
1）带有权重函数学习因子的粒子群算法计算速度快于标准粒子群算法。对于本文组合塔架结构，实际计算时粒子数可只取N=20。对于预应力混凝土钢组合塔架结构的优化问题，通过修正学习因子和权重可以提高优化计算的精度及效率。
2）通过本文的优化算法得出的预应力混凝土钢组合塔筒中预应力混凝土塔段的高度约为总塔高的70%，与国外文献报道结果较为接近。
钢筋混凝土组合梁 篇12
防水玻璃纤维增强轻质石膏空心大板作为澳大利亚速成建筑有限公司(RBS)开发的专利产品,在澳洲已有较广泛的应用,主要用于维护墙结构或在孔腔内灌注混凝土后作为承重墙结构,作为楼板时可将钢筋混凝土直接叠浇在速成墙板上使用。为使速成墙板用于组合楼板的底板,根据荷载大小可将板每隔数孔开槽,在槽内及板上现浇混凝土。在浇灌前,速成墙板可作为永久模板,浇灌后与钢筋混凝土共同构成速成墙板-钢筋混凝土组合楼板。
通过对2块承受均布荷载的速成墙板-钢筋混凝土组合楼板短期荷载试验,研究了楼板的荷载-应变关系,荷载-挠度关系、楼板的开裂荷载、极限荷载等性能。由于该楼板在国内尚属于试验研究阶段,还没有大面积投入使用,目前此种结构还没有成熟的理论和计算公式。
近年来,随着计算机的迅速发展,数值分析方法日益完善,利用有限元分析方法进行结构分析日益被工程界所接受,并且许多大型有限元软件强大的前、后处理功能也给人们对结构进行有限元分析提供了方便[1]。用有限元分析软件AN-SYS对速成墙板-钢筋混凝土组合楼板进行数值模拟分析,并与实测数据进行了对比。
1 试验研究
1.1 试件设计
试验采用的速成墙板的截面尺寸见图1。
本试验进行了2组(试件A、B)足尺试件的试验,2组试件的板跨度均为2850 mm,板宽分别为1270 mm(试件A)和1520 mm(试件B),试件的截面尺寸及配筋见图2[2]。
1.2 试验方法
试验采用直接施加均布荷载的方法进行。试验时将楼板两端简支于500 mm厚大体积钢筋混凝土块上。为了便于观测裂缝和挠度,钢筋混凝土块高1000 mm;楼板下方放置2个铁架子,避免楼板突然断裂,压坏仪器,砸伤观测人员。试验中使用标准砝码加载,为避免加载砝码之间形成拱效应,砝码与砝码之间保持一定距离。分级加载,参照试验前对荷载的粗略估算并考虑到加载时砝码摆放方便,每级加砝码总数6.4 k N,折算为均布荷载分别为:1.87 k N/m2(试件A),1.56 k N/m2(试件B),每次加完荷载后,持荷5~10 min,待楼板变形基本稳定以后,观察裂缝发展,读取挠度和应变值,试验装置见图3。
1.3 材料性能
本次试验所用材料的性能,都通过材料性能试验事先实测,结果见表1。
对于速成墙板中的玻璃纤维的弹性模量,采用的是澳大利亚RBS公司提供的数值,Ef取6.8×104 MPa。
2 有限元分析模型
2.1 本构关系
混凝土和速成墙板单轴应力-应变关系及相应的强度均取自实测值;钢筋采用二折线弹塑性模型,屈服强度取自实测值。
2.2 单元的选取
ANSYS有限元程序根据自由度、节点数和数学描述等不同因素设置了200种单元形式,根据本文的具体情况,选择了2种单元。分别是用Link8单元模拟钢筋,用Solid65单元模拟钢筋混凝土和速成墙板。
钢筋混凝土部分采用的是分离式单元,钢筋采用Link8单元,混凝土采用不设置钢筋的Solid65单元;速成墙板采用整体式单元,将纤维根据各个方向的含量整合在Solid65单元中。
2.3 模型的建立
为了减少计算工作量,考虑到构件及荷载的对称性,取楼板宽度的1/2进行分析,在对称面上设置对称的边界条件。同时,为了避免支座处局部压碎,保证结构在支座处力的传递,在支座处另加钢垫板。计算模型及网格划分见图4。
3 计算结果分析
对试件A、B分别进行了非线性有限元分析,2块板得出的结果相似,以下就试件A的ANSYS分析结果与试验测试结果进行比较。
跨中截面,试验测试的荷载-位移曲线与有限元分析的荷载-位移曲线对比见图5。
从图5可以看出,在楼板开裂之前,虽然计算挠度值偏小,但是荷载-挠度曲线的计算值与试验值基本吻合,开裂之后,计算值与试验值有较大的出入,原因可能是:
(1)试验中使用百分表测得的位移存在误差;
(2)计算时,钢筋采用了理想的弹塑性本构关系,理论计算位移减小;
(3)本文用ANSYS程序建模时,钢筋采用分离式模型,没有考虑钢筋与混凝土的粘结滑移,造成计算位移的减小;
(4)用有限元程序计算时,材料是比较理想化的,其刚度可能会比实际高;
(5)ANSYS程序本身采用的默认模型未能准确反映试件的实际情况。
跨中开槽处石膏板底试验荷载-应变曲线与有限元分析曲线对照见图6。
从图6可以看出,楼板开裂之前,应变随着荷载的增加呈线性关系,计算值与试验值吻合相当好;楼板开裂之后,应变随着荷载的增加而增加很快,荷载-应变曲线偏向于应变轴,此时,计算值较试验值偏大,这可能与ANSYS对材料开裂以后刚度矩阵的处理有关,但是总体上吻合较好。
有限元分析的等效应变云图见图7,通过与试验结果比较[3],用ANSYS进行非线性有限元分析得出的应变图与试验得出的应变分布比较接近,能够反映应变分布的真实情况。有限元计算荷载与试验荷载的比较见表2。
由表2可知,计算得出的开裂荷载与试验值相差不大,极限荷载虽有误差,但是2块板的误差都在15%以内。
4 结论
通过ANSYS的计算结果与试验结果的对比可知,无论是荷载-应变曲线、应变分布还是承载力都吻合较好,可以将ANSYS作为试验研究的一种辅助工具,对速成墙板-钢筋混凝土组合楼板的受力过程进行模拟,为实际工程设计与施工提供依据。
参考文献
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