T型截面

2024-10-28

T型截面（共7篇）

T型截面篇1

1 T型梁桥的常见问题及其体外预应力加固

钢筋混凝土T型梁的底板和腹板的侧面分别会形成L型和U型的竖向裂缝。由于T型梁桥在其自重和外部荷载的作用下受弯, 导致腹板和翼缘底部的混凝土所受的拉应力超过了其所能承受的最大抗拉强度, 另外温差效应和混凝土的收缩等因素的存在共同致使裂缝出现, 裂缝从底部向上延伸, 形成竖向裂缝。

体外预应力加固T型梁桥是在梁底或侧面增设预应力钢丝束, 并分别锚固在梁的两端, 通过一定的线形关系设置连接构件, 使梁体和预应力钢丝束形成一次超静定结构体系, 从而抵消部分恒载应力起到卸载作用, 达到大幅度地提高截面承载能力的目的, 其施工工艺图如图1。

体外预应力钢丝束加固T型梁桥的施工工艺为:梁顶凿锚固槽→按设计斜度钻孔→安装锚固板→安装定位箍圈→用千斤顶张拉钢丝束→涂上红丹和防锈漆对钢丝束进行防护处理→抹砂浆或混凝土保护层或用套管封闭钢丝束。

2 加固受弯构件正截面抗弯承载能力的计算步骤

体外预应力混凝土T型截面梁桥的正截面承载力计算主要是分析结构整体在进行体外预应力钢丝束加固后, 在荷载作用下产生的应力增量。在正截面抗弯承载能力计算时, 除满足平截面假定外, 还有以下假设: (1) 在承载力极限状态下, 加固后的梁体破坏仍为适筋梁破坏, 受拉区的混凝土不参与受力, 在荷载作用下产生的全部拉力由加固的体外预应力钢丝束和原构件中预应力筋或普通钢筋共同承担; (2) 受压区混凝土的应力达到抗压强度设计值fcd, 混凝土极限压应变取为εcu=0.0033; (3) 原梁中预应力钢筋和普通钢筋均达到其抗拉强度设计值fpd, i或fsd; (4) 在极限状态下, 体外预应力钢丝束的水平筋达到其极限应力σpu, e。

2.1 工程概况

某T型截面梁桥, 计算跨径为l。根据截面尺寸, 可以计算得到截面面积为A, 重心距下缘距离为yb, 截面下缘抵抗矩Wx, 截面上缘抵抗矩Ws, 截面抗弯惯性矩I0。

2.2 原结构内力计算

体外预应力加固计算中应先绘制加固前、后结构内力图。并求出T型梁桥正截面跨中弯矩作用效应组合值;

承载能力极限状态的基本状态组合:1.2MG+1.4Mr+1.4 (1+μ) MQ;

短期作用效应组合值:MG+Mr+0.7MQ;

长期作用效应组合值:MG+0.4Mr+0.4MQ。

式中, MG为恒载标准值;Mr为人群荷载标准值;MQ为汽车荷载标准值;μ为冲击系数。

2.3 原结构承载能力极限状态计算

取跨中弯矩最大的截面进行正截面承载能力分析, 按照GB50010-2010《混凝土结构设计规范》中第一和第二类T型截面梁的计算公式, 求出混凝土受压区高度x;根据已知截面钢筋布置情况, 将x代入式 (1) 可求得原结构构件的正截面抗弯承载力Mu, 并分析结构加固的必要性。

2.4 估算体外预应力钢筋的截面面积

根据加固后的构件有全预应力、部分预应力A类和部分预应力B加固构件的情况, 以及在不同极限状态条件下, 所用的公式略有所不同。以部分预应力混凝土A类加固构件为例, 按照正截面抗裂性要求, 求跨中截面所需有效预加应力Npe:

式中, Ms为正常使用阶段荷载作用短期效应组合下弯矩值;ep为预应力钢丝束合力作用点至截面重心轴的距离。

将式 (3) 代入求出所需预应力钢束的面积Ap:

式中, σcon, e为体外预应力钢丝束的张拉控制力;α为预应力损失折减系数。

2.5 预应力效应计算

布置体外预应力就必须要考虑到预应力损失的问题主要包括: (1) 体外预应力筋在转向处与锚固构造管道之间的摩擦损失σl1; (2) 锚具变形、预应力钢丝束回缩引起的损失σl2; (3) 温差导致预应力的损失σl3; (4) 分批张拉预应力造成的损失σl4; (5) 体外预应力钢丝束张拉后松弛引起的损失σl5。

求正常使用状态下体外预应力筋中永存预应力为:

将式 (5) 代入 (6) 可求出体外钢丝束中水平束的极限应力σpu, e。

其中:

式中:le为计算跨体外钢丝束的有效长度:γp为加固的预应力钢丝束的安全系数;hp, e为加固的预应力钢丝束合力点到截面顶面的距离;c为混凝土受压区顶面至截面中性轴距离;β为混凝土受压区高度折减系数, 取β=0.80。当混凝土强度等级高于C50时, 应按JTG62-2004《公路钢筋混凝土及预应力混凝土桥涵设计规范》中折减;b'f为受压翼板的有效宽度。

2.6 验算加固后正常状态下截面承载能力是否满足要求

体外丝束加固结构后的正截面抗弯承载能力计算分以下两种情况考虑如图2。

1) 中性轴位于T型梁翼板内 (x≤h'f) :

2) 中性轴位于截面翼板内 (x>h'f) :

为确保加固后混凝土仍为塑性破坏, 所求的截面受压区高度x要满足以下条件:

式中, γ0为桥梁结构重要性系数;Md为计算截面弯矩组合设计值;Ap, e为体外预应力水平钢丝束的截面面积;Ap, i为原梁体内预应力筋的截面面积;h'f为受压翼板的厚度;h0为梁顶面至所有预应力筋与普通钢筋的合力的距离, h0=ha;εb为相对界限受压区高度, 按《混凝土结构设计规范》计算。

3 结论

体外预应力加固技术是加固T型截面梁桥等受弯构件的一种较新颖的加固方法, 要想将这种技术更加系统、经济、高效的应用到工程中去, 国内外还需对其进一步研究。应用本文的计算原理可得出这样的结果:文章所采用的理论计算原理与试验所取得的结果基本一致, 较能反映工程实际受力情况。体外预应力加固混凝土受弯构件是一种操作起来简单易行, 且非常有潜力的加固技术, 它能显著地提高被加固构件的抗弯刚度, 防止裂缝的出现, 有效地提高原构件的受力性能。

摘要：体外预应力加固是利用预应力原理, 在原构件体外按某种线形设置预应力钢丝束, 对其施加的初始应力能抵消原构件的部分自重应力, 从而起到卸载作用的一种加固措施。用体外预应力方法加固结构时, 必须要考虑的几个主要问题有:施加体外预应力的施工工艺;估算预应力损失值以及预应力加固后承载力计算等。本文以钢筋混凝土T型梁桥为例, 简单介绍了T型桥梁的病害及运用体外预应力对其加固的施工工艺, 并论述了体外预应力加固计算的基本原理。

关键词：体外预应力加固,T型梁桥,基本原理

参考文献

[1]吕令红.预应力混凝土T型梁桥主要病害及维修加固技术[J].华东公路, 2010, 33 (2) :21-23.

[2]邓来军, 赵小星.桥梁加固设计与施工技术[M].北京:人民交通出版社, 2004.

[3]江祥林, 易汉斌, 等.体外预应力加固桥梁技术与工程实例[M].北京:人民交通出版社, 2012.1.

[4]JTG62-2004公路钢筋混凝土及预应力混凝土桥涵设计规范[S].

[5]范立础.桥梁工程[M].北京:人民交通出版社, 2001.

[6]GB50010-2010混凝土结构设计规范[S].

截面转换技术加固T梁工程运用篇2

关键词：截面转换技术,力学方程,T梁,承载力

酸作为沥青的改质剂能够改善沥青感温性,扩大沥青使用的温度范围,增加沥青的劲度以防止沥青混凝土铺面产生车辙。在过去二十年,很多研究集中于聚合物改质沥青,研究结果显示聚合物改质沥青能成功改善沥青混凝土铺面的性能。我国中小跨径桥梁中装配式简支T型梁桥占很大比例,随着交通运输的发展,交通量越来越大,车辆荷载不断增加,以及随着运营年限的增加,桥梁承载能力逐年降低,特别是以前修建的桥梁,设计标准低,承载力已不能适应交通发展的需要,造成桥梁的承载力严重下降, 急需加固增强。因而,截面转换加固技术应运而生。实践证明,该项技术加固效果显著,带来的经济和社会效益良好。

1 截面转换加固技术简介

在原T梁下缘增设钢筋混凝土底板, 通过底板与T梁下缘主筋的刚性连接,截面转换成箱形截面,达到活载作用下桥梁全截面均衡承载的目的,如图1所示。实施工艺如下:剥开原T梁下缘混凝土露出主筋→增焊横筋于原T梁两相邻下缘主筋→增设纵向主筋→清除烧伤、松散混凝土→架模板现浇T形梁间混凝土, 形成封闭箱形梁结构→混凝土养生。

2 截面转换加固技术假设及计算

2.1力学计算基本假设

1) 截面应变分布仍符合平截面假定,应保证新钢筋混凝土与原构件保持变形协调,即保证连结可靠,不发生因连结面过早剥离而导致结构破坏。

2) 对腹板部分,考虑其变形仍能满足平截面假定,且其剪切变形不影响梁正截面的弯曲正应力。

2.2计算原理及方法

整个旧桥加固计算分为二阶段:第一阶段是在新增混凝土前,第二阶段是在新增混凝土后。新增混凝土加固构件的应力也按阶段由两部分叠加,第一部分为第一阶段恒载主要由原T梁承担,第二部分为第二阶段后加的恒载和活载由T梁和新增混凝土一起承担。

2.3第一阶段应力计算

当新增混凝土前恒载产生的截面弯矩对结构产生的应力,先按下式计算原梁换算截面受压区高度及惯性矩x1、I1。

受压区高度:

惯性距:

式中:n为钢筋与混凝土的弹性模量比值Es/Ec。

材料最大应力的计算:

原截面受压区边缘混凝土的应力:

原截面最外层钢筋的拉应力:

式中:M为第一阶段恒载产生的弯矩,h0为钢筋重心至混凝土受压边缘的距离。

2.4第二阶段应力计算

加固后,结构截面抗弯承载力还是按照T型截面进行计算。

新增混凝土钢筋面积与原受拉钢筋的总截面积:

$\bar{A_{s}} = A_{p} + A_{s} .$

$\bar{A_{s}}$ 的重心至截面受拉边缘的距离:

式中:ap为新增混凝土钢筋重心至截面受拉边缘的距离。

加固后截面有效高度:

加固后截面受压区高度:

惯性距:

截面受压边混凝土边缘应力:

$σ^{'}_{c 2} = \frac{Μ_{2}}{Ι_{2}} x_{2} .$

截面最外层钢筋的拉应力:

2.5最终应力

截面受压区混凝土边缘应力:

式中:[σw]为混凝土弯曲受压容许应力。

受拉边钢筋重心处最大应力:

式中:ap为新增混凝土钢筋重心至截面受拉边缘的距离。

2.6截面转换加固技术的正截面抗弯承载力

持久状况承载能力极限状态受弯构件正截面抗弯承载力计算,结合《公路钢筋混凝土及预应力混凝土桥涵设计规范》(JTG D62-2004)的相关计算规定,作如下各种截面形式持久状况承载能力计算。

当中和轴在受压翼板内,受压区高度X≤hf:

$\begin{array}{l} γ_{0} Μ_{d} \leq f_{c d} b x (h_{0} - \frac{x}{2}) + f^{'}_{s d} A^{'}_{s} (h_{0} - a^{'}_{s}) + \\ (f^{'}_{p d} - σ^{'}_{p 0}) A^{'}_{p} (h_{0} - a^{'}_{p}) . \end{array}$

当中和轴在梁肋部,受压区高度X>hf:

$\begin{array}{l} γ_{0} Μ_{d} \leq f_{c d} [b x (h_{0} - \frac{x}{2}) + (b^{'}_{f} - \\ b) h^{'}_{f} (h_{0} - \frac{h^{'}_{f}}{2})] + f^{'}_{s d} A^{'}_{s} (h_{0} - a^{'}_{s}) + \\ (f^{'}_{p d} - σ^{'}_{p 0}) (h_{0} - a^{'}_{p}) . \end{array}$

式中:Md为弯矩组合设计值,h′f为T形截面受压翼缘厚度,b′f为T形截面受压翼缘的有效宽度。

2.7截面转换加固技术的截面抗剪承载力

首先,按下式检验截面尺寸是否符合抗剪加固要求:

$γ_{0} V_{d} \leq 0.50 \times 10^{- 3} α_{2} \sqrt{f_{c u, k}} b h_{0},$

构件截面抗剪承载力计算式:

$γ_{0} V_{d} \leq V_{c s} + V_{s b} + V_{p b},$

式中:Vd为斜截面受压作用效应所产生的最大剪力组合设计值,Vcs为斜截面内混凝土和箍筋共同的抗剪承载力设计值,Vsb为与斜截面相交的普通弯起钢筋抗剪承载力设计值,Vpb为与斜截面相交的预应力弯起钢筋抗剪承载力设计值。

3 工程实例

3.1工程概况

洪竹桥位于重庆某县,桥长60 m, 为三跨钢筋混凝土简支T梁, 桥跨布置3×净20 m, 每跨有6 片主梁, 主梁间距为1.6 m, 桥面宽度为1.75 m(混凝土栏杆道)+7.0 m (车行道)+1.75 m(混凝土栏杆和人行道)。近年来, 发现红竹桥出现了不同程度的病害,需要对该桥进行加固处治。

3.2内力组合计算

1) 弯矩组合:

$\begin{array}{l} Μ_{d} = 1.2 \times Μ_{g} + 1.4 Μ_{q 1} + 0.8 Μ_{q 2} = \\ 10 896.5 k Ν \cdot m, \end{array}$

2) 剪力组合:

$Q_{d} = 1.2 Q_{g} + 1.4 Q_{q 1} + 0.8 Q_{q 2} = 2 165.4 k Ν .$

3.3跨中截面抗弯承载力计算

1) 受压区高度计算:

$f_{c d} b_{2} x + f_{c d} (b^{'}_{f} - b_{2}) h^{'}_{f} - f_{s d 1} A_{s 1} + σ_{s 2} A_{s 2} .$

2) 按照结构设计原理和材料力学,应力按2个阶段进行计算,加固前恒载作用下原跨中截面混凝土及钢筋的应力和加固后在活载及后加恒载作用下截面的混凝土及钢筋应力。然后,把2部分进行叠加验算混凝土及钢筋的最大应力。

上缘混凝土的压应变为

通过上述方程解得

$x = 275.56 m m,$

加固后极限承载能力为

其中h0=1 300-101.67=1 198.33 mm。

根据桥梁测得数据代入方程中得:Mu=15 941.2 kN·m>10 896.5 kN·m。

3.4支座截面抗剪承载力计算

加固后斜截面抗剪承载力依据《公路桥梁加固设计规范》5.2.8进行设计计算:

式中:Vd为加固后截面处剪力组合设计值,Vd2为加固后由后期恒载、车辆荷载及其它可变荷载作用的剪力组合设计值,α1为异号弯矩影响系数,α3为受压翼缘的影响系数,ψcs为与原梁斜裂缝有关的修正系数,ρsv为原梁斜截面内箍筋配筋率,ψvb为修正系数。

结合该桥的数据,基本参数计算如下

代入数据得出加固后截面抗剪承载力如下:

由于γ0Vd=2 165.4 kN<738.9×6=4 433.4 kN,富余量为51.2%

加固后验算,洪竹桥各项技术参数均能够满足公路—Ⅱ级荷载的使用要求,而且均有较大的富余量。

4 结束语

本文以工程实践为依托,采用截面转换技术,从加固T梁前后力学方面分析,截面转换法加固钢筋混凝土T梁桥是一种技术上可靠、经济上合理、施工便利的有效方法。目前,全国每年都有改扩建过程中加固T梁桥需要,本文的截面加固法对这些桥梁的加固都具有一定的借鉴作用。

参考文献

[1]周建庭,刘思孟,李跃军.石拱桥加固改造技术[M].北京:人民交通出版社,2008.

[2]李廉锟.结构力学[M].北京:高等教育出版社.

[3]顾安邦,范立础.桥梁工程(上册)[M].北京:人民交通出版社,2000.

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[5]中华人民共和国行业推荐性标准.JTG/T J22-2008公路桥梁加固设计规范[S].北京:人民交通出版社,2008.

[6]中华人民共和国行业标准.JTG D61-2005公路圬工桥涵设计规范[S].北京:人民交通出版社,2005.

钢异形柱T形截面几何参数计算篇3

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 $_{n}^{2}$ dA=∫Aω2ntds (1)

$ω_{n} = ω_{s} - \frac{\int_{A} ω_{s} d A}{A}$ (2)

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 $\frac{\int_{A} ω_{s} d A}{A}$ 。在图2中微段曲线长度ds所围成的阴影面积, 相当于以ds为底边, 以极距ρs作为三角形的高时所形成的面积, 而dωs=ρsds则为此阴影面积的两倍。dωs可称为微段扇性面积, $ω_{s} = \int_{0}^{s} ρ_{s} d s$ 。式中ωs是任意点P的扇性坐标, 它是以剪心为极点, 从曲线坐标s=0的起始点A至曲线坐标为s的任意点P所围成的。

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) 。

$σ_{ω} = - E ω_{n} φ^{″} = \frac{B_{ω} ω_{n}}{Ι_{ω}}$ (4)

$τ_{ω} = \frac{E S_{ω} {φ^{'}}^{″}}{t} = - \frac{Μ_{ω} S_{ω}}{Ι_{ω} t}$ (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。

$S_{ω} = \int_{0}^{s} ω_{n} t d s = \int_{A} ω_{n} d A$ (6)

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: $C = - \frac{\bar{S_{ω B}}}{A} ‚ a_{x} = x_{A} - x_{B} = \frac{Ι_{ω_{B} x}}{Ι_{x}} ‚ a_{y} = y_{A} - y_{B} = - \frac{Ι_{ω_{B} y}}{Ι_{y}} ‚ C$ 是任意积分常数, 其几何意义表示ωB所选取的扇性零点处以A为极点、M0为零点的扇性面积。

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 $\bar{S_{ω B}}$ 。

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 $a_{x} = 0 ‚ \bar{S_{ω B}} =$ ∫AωBdA=0, C=0, 假设剪心S在B点距离ay之上, ay初设值为正, 假如算出来为负即S在B之下, 反之在上。在T形截面上取B点为扇性极点, 作X值图和参考扇性坐标值图, 如图4、图5。由图乘法将ωB值图与x值图进行图乘得截面惯性积IωBy , x值图自乘得主轴惯性矩Iy。

$\begin{array}{l} Ι_{ω_{B} y} = \int \begin{matrix} x ω_{B} \end{matrix} d A = - \frac{1}{2} \times \frac{b_{1}}{2} h_{1} \times \\ \frac{b_{1}}{2} t_{1} \times \frac{2}{3} \times \frac{b_{1}}{2} \times 2 = - \frac{b_{1}^{3}}{12} h_{1} t_{1} ； \end{array}$

$Ι_{y} = \frac{b_{1}^{3}}{12} t_{1} + \frac{h_{2}^{3}}{12} t_{w 2} + b_{2} t_{2} \frac{h_{2}^{2}}{2}$ ;

$a_{y} = - \frac{Ι_{ω_{B} y}}{Ι_{y}} = \frac{b_{1}^{3} h_{1} t_{1}}{b_{1}^{3} t_{1} + h_{2}^{3} t_{ω 2} + 6 b_{2} h_{2}^{2} t_{2}} = \frac{Ι_{1 y} h_{1}}{Ι_{y}}$ 。

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

$\begin{array}{l} Ι_{ω} = \frac{1}{3} {[(h_{1} - a_{y})^{2} \frac{b_{1}^{2}}{4} - (h_{1} - a_{y})^{2} \frac{b_{1}^{2}}{4} + (h_{1} - a_{y})^{2} \frac{b_{1}^{2}}{4}] \times \\ t_{1} b_{1} + [\frac{a_{y}^{2} h_{2}^{2}}{4} - \frac{a_{y}^{2} h_{2}^{2}}{4} + \frac{a_{y}^{2} h_{2}^{2}}{4}] t_{w 2} b_{2} + [(\frac{a_{y} h}{2} + \frac{b_{2} h_{2}}{4})^{2} + \\ (\frac{a_{y} h}{2} + \frac{b_{2} h_{2}}{4}) (\frac{a_{y} h}{2} - \frac{b_{2} h_{2}}{4}) + (\frac{a_{y} h}{2} - \frac{b_{2} h_{2}}{4})^{2}] t_{2} b_{2} \times 2} = \\ \frac{b_{1}^{3} t_{1}}{12} (h_{1} - a_{y})^{2} + \frac{h_{2}^{3} t_{w 2}}{12} a_{y}^{2} + \frac{t_{2} b_{2} h_{2}^{2}}{2} a_{y}^{2} + \frac{t_{2} b_{2}^{3}}{24} h_{2}^{2} 。 \end{array}$

整理得 $Ι_{ω} = Ι_{1 y} (h_{1} - a_{y})^{2} + Ι_{2 y} a_{y}^{2} + Ι_{2 x} (\frac{h_{2}}{2})^{2} (7)$

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

$\begin{array}{l} S_{ω} (2) = - (h_{1} - a_{y}) \frac{b_{1}}{2} \times \frac{1}{2} \times \frac{b_{1}}{2} t_{1} = \\ - \frac{b_{1}^{2} t_{1}}{8} (h_{1} - a_{y}) ； \end{array}$

$\begin{array}{l} S_{ω} (11) = - \frac{1}{2} \times (\frac{a_{y} h_{2}}{2} - \frac{b_{2} h_{2}}{4}) \times \frac{(\frac{a_{y} h_{2}}{2} - \frac{b_{2} h_{2}}{4})}{\frac{a_{y} h_{2}}{2}} \times \\ \frac{b_{2} t_{2}}{2} = - \frac{b_{2} t_{2}}{2 a_{y} h_{2}} (\frac{a_{y} h_{2}}{2} - \frac{b_{2} h_{2}}{4})^{2} ； \end{array}$

$\begin{array}{l} S_{ω} (5_{上}) = - \frac{1}{2} \times (a_{y} h_{2} + \frac{b_{2} h_{2}}{4}) \times \frac{b_{2} t_{2}}{2} = \\ - \frac{b_{2} t_{2}}{4} (a_{y} h_{2} + \frac{b_{2} h_{2}}{4}) ； \end{array}$

$\begin{array}{l} S_{ω} (5_{右}) = - \frac{1}{2} \times (\frac{a_{y} h_{2}}{2} + \frac{b_{2} h_{2}}{4}) \times \frac{(\frac{a_{y} h_{2}}{2} + \frac{b_{2} h_{2}}{4})}{\frac{a_{y} h_{2}}{2}} \times \\ \frac{b_{2} t_{2}}{2} + \frac{1}{2} \times (\frac{a_{y} h_{2}}{2} - \frac{b_{2} h_{2}}{4}) \times \\ \frac{(\frac{a_{y} h_{2}}{2} - \frac{b_{2} h_{2}}{4})}{\frac{a_{y} h_{2}}{2}} \times \frac{b_{2} t_{2}}{2} = - \frac{b_{2}^{2} t_{2} h_{2}}{4}; \end{array}$

$\begin{array}{l} S_{ω}_{\max} (s) = S_{ω} (4) = - \frac{1}{2} \times \frac{a_{y} h_{2}}{2} \times \frac{h_{2}}{2} t_{w 2} + \\ (- \frac{b_{2}^{2} t_{2} h_{2}}{4}) = - \frac{a_{y} h_{2}^{2} t_{w 2}}{8} - \frac{b_{2}^{2} t_{2} h_{2}}{4} (8) \end{array}$

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

[1]王明贵, 张莉若, 谭世友.钢异形柱弯扭相关屈曲研究.钢结构, 2006;21 (4) :35—37

[2]包世华, 周坚.薄壁杆件结构力学.北京:中国建筑工业出版社, 1991

[3]陈骥.钢结构稳定理论与设计 (第四版) 北京:科学出版社, 2008

T型截面篇4

新建哈尔滨至大连铁路客运专线于DK311+838.37与辽宁中部环线高速公路本溪至辽中段高速公路首山大桥(公路里程桩号K65+365)交叉,下穿辽中侧第二孔,该桥上下行为两座分离的独立桥梁。由于哈大铁路客运专线列车运行时速较高,为了确保高速铁路行车安全,应在首山大桥上安装异物侵限监控装置(如图1所示),以检测机动车大型货物因故越过护栏(防护墙)护网(防抛网)而侵入高速铁路限界并控制列车运行。故对首山大桥安全设施进行改造要求如下:

(1)既有桥梁防撞护栏凿除,浇筑新护栏:防撞能力提高至1.2倍的SS级,顶部需设置不低于SB级的金属护栏,总防护高度距路面不低于1.6m;

(2)在钢筋混凝土防撞护栏顶安装不低于2.0m的防抛网;

(3)在防撞护栏侧面预埋螺栓及法兰,安装异物侵限监控装置;

(4)对桥面排水方式进行改造,既有桥面排水不能直排入铁路范围,需将原排水管封堵;

(5)对该桥跨梁体需要进行承载能力验算及横向抗风验算。

2 工程概况

首山大桥跨越哈大铁路客运专线主跨为4-42m简支变连续预应力钢筋混凝土T梁,交角为107°。桥梁宽度为0.5m防撞护栏+10.5m行车道+0.5m防撞护栏,由5片主梁组成,梁高2.45m,间距2.225m。设计荷载为公路—I级,结构安全重要性系数为1.1。根据横向风荷载受力特点,拟对桥梁进行防撞改造后A—A断面(防撞墙底截面)、B—B断面(T梁翼缘根部)、C—C断面(T梁纵向湿接缝处)、D—D断面(防撞墙根部处竖向剖开T梁冀板)分别进行分析验算。桥梁标准横断面示意图如图2所示。

3 防撞墙验算

3.1 桥面系风荷载计算

根据《公路桥涵设计通用规范》(JTG D60-2004),按重现期为100年的基本风压值计算防撞墙、防落网及异物侵限监控网所受的风荷载。为简化计算,提高抗风设计的安全系数,本次抗风设计计算中假定防落网为不透风构件,则受风面积为(防撞墙高+防落网高)×桥长。

Fwh=k0×k1 ×k3 ×Wd ×Awh

其中:k0—设计风速重现期换算系数,取1.0;

k1—风载阻力系数,取1.3;

k3—地形、地理条件系数,取1.0;

Wd—设计基准风压(kN/m2);

Wd=γV $_{d}^{2}$ /2g

Vd=k2×k5 ×V10

按B类地区进行计算,离地高度16m

空心重力密度γ=0.012017e-0.0001×16=0.012kN/m2

查得 k2=1.08,k5=1.38,V10=31.4m/s

Vd=1.08×1.38×31.4=46.80m/s

Wd=0.012×46.802/(2×9.81)=1.339kN/m

一跨桥梁外侧防撞墙及防落网所受的风荷载为:

Fwh=1.0×1.3×1.0×1.339×3.29×42=240.5kN

则防撞墙及防落网每延米(横向)所受风荷载为5.73kN/m。

3.2 防撞墙碰撞荷载计算

根据《公路交通安全设施设计细则》(JTG_TD81-2006),防撞墙等级SS级,SS级防撞墙高110cm,碰撞荷载标准值104kN/m,荷载分布长度5m,力的作用点距护栏顶面5cm,则5m范围内碰撞荷载对防撞墙底截面(A—A断面)的弯矩为

M=q×L×h/(L+2×h)= 104×5×1.05/(5+2×1.05)=76.9kN·m

3.3 A—A断面(防撞墙底截面)强度验算A—A断面每延米所受弯矩为

Mb=1.1×Mf+1.4×Mq=1.1×5.73×3.29/2+1.4×76.9/5=31.9 kN·m。

防撞墙与主梁相接处厚0.42m,每延米10根Φ20,采用C40混凝土。

则按单筋计算防撞墙底截面有效高度:h0=h-ag=0.42-0.05=0.37m

有效宽度:b=1.0m

受压区混凝土高度:

x=fsd×As/(fcd×b)

=280×38×10-4/(18.4×1)

=0.058m<ξb×h0 =0.55×0.37=0.204m

防撞墙底截面承载能力:

Mp= fsd×As×(h0-X/2)/γs

=280×106×3838×10-4×(0.37-0.058/2)/1.1=329840N·m=329.8kN·m>Mb=27.8kN·m,满足设计要求。

4 主梁承载能力计算、桥面横向计算分析

采用桥梁博士3.2版进行平面有限分析计算,上部T梁边梁和中梁分别进行单梁承载能力验算,横向计算分析选取纵向1m长进行横向有限元分析,各计算均按照A类构件设计。纵向计算将主梁离散成184个梁单元,预制T梁端横隔梁与中横隔梁按节点集中荷载加到主梁上,9cm沥青混凝土、10cm混凝土铺装、防撞墙及防撞墙附属构件及防灾异物侵限检测网均以均布荷载施加在纵梁单元上。主梁梯度温度计算中升温时主梁的表面温度取15.2℃,主梁以下10cm处温度取5.5℃,主梁以下40cm处温度取0℃,降温取升温的一半。系统温度计算采用《公路桥涵设计通用规范》(JTG D60-2004)表4.3.10-2中严寒地区,体系升温34℃,体系降温-23℃。墩、台不均匀沉降为L/3000,即-0.014m。边梁和中梁横向分布系采用刚性横梁法计算,其值大小为0.776和0.556。横向计算将T梁横断面离散成68个梁单元,防撞墙按集中荷载添加,桥面铺装按均布荷载添加,风荷载、碰撞荷载按弯矩添加;活载采用桥梁博士的横向加载功能进行加载;截面模拟时考虑6cm厚桥面铺装与T梁翼板共同受力,上下缘钢筋均为每延米10根Φ12。其横向计算模型如图3所示:

空间计算采用Midas/civil 2012版进行计算,按梁格法建模计算。T梁的边梁与中梁处设置纵向单元,为了方便与平面模型比较,每条纵梁单元划分与平面模型一致;在边梁的翼缘处建立虚拟纵向单元以便施加防撞墙荷载、风荷载、汽车撞击荷载并计算T梁外翼板的受力。边梁纵向单元与中梁纵向单元之间、边梁纵向单元与翼缘处纵向单元均用横梁联接。计算荷载均与平面模型计算一致。计算示意图如图4所示。

5 主梁承载能力计算及横向计算分析

T梁边梁与中梁空间模型与平面模型承载力极限状态计算结果及长、短期效应组合下应力计算结果见表1～表3。

由表1～表3可知,空间计算结果中T梁边梁各孔跨中极限状态最大弯矩值(正)约为平面计算结果的0.75倍左右,而墩顶负弯矩处极限状态最大弯矩值(负)约为平面计算结果的1.11倍左右;T梁中梁各孔跨中极限状态最大弯矩值(正)约为平面计算结果的1.12倍左右,而墩顶负弯矩处极限状态最大弯矩值(负)约为平面计算结果的1.16倍左右。在短期荷载、长期荷载作用下,空间计算T梁边梁、中梁混凝土应力最大最小值与平面计算结果之比与承载能力极限状态之间比值一致。这是因为空间计算中模拟出横隔梁,平面计算分析只是将横隔梁以荷载形式加入主梁计算中,因而空间计算中边梁的最大、最小弯矩比平面计算值偏小,中梁的最大、最小弯矩比平面计算值偏大。

B—B、C—C、D—D断面承载能力状态下计算结果如表4所示。

从表3可以看出,B—B、D—D断面处极限状态下弯矩值平面计算与空间计算结果相差不大,而C—C断面处平面计算结果比空间计算结果偏大。主要原因是空间计算中横向的弯矩、剪力主要由横隔梁来承担,T梁纵向湿接缝只承担较小部分弯矩与剪力。横向计算中T梁截面的最大裂隙宽度为0.18mm,满足规范的设计要求。

6 结论

经过对首山大桥防撞墙改造后主梁承载能力及横向抗风的计算分析,可以得出以下结论:

(1)首山大桥在进行防撞墙改造后,其主梁的纵向承载能力、改造后T梁断面的横向抗风及承载能力经过详细的计算分析均能满足规范要求。

(2)在主梁承载能力计算结果中,平面计算模型未能考虑各主梁之间的相互影响,中梁计算结果偏安全,边梁计算结果偏不安全。

(3)T梁横向计算结果中,平面计算模型未能考虑横隔梁的影响,其计算结果偏安全。

摘要：对首山大桥防撞墙进行安全改造设计,分别运用桥梁博士、Midas/Civil等有限元软件对首山大桥主梁承载能力及横向抗风计算,计算结果满足现行规范要求,为以后的工程设计提供参考。

关键词：防撞墙改造,横向计算,平面分析,空间分析

参考文献

[1]JTG D62—2004,公路钢筋混凝土及预应力钢筋混凝土桥涵设计规范[S].

[2]JTG D60—2004,公路桥涵设计通用规范[S].

[3]JTD TD81—2006,公路交通安全设施设计细则[S].

[4]邵旭东.桥梁工程[M].人民交通出版社,2004.

T型截面篇5

关键词：受压区高度,单筋矩形截面梁,双筋矩形截面梁,T形截面梁

钢筋混凝土梁是建筑结构中的主要受弯构件, 根据梁的截面形式的不同, 可分为矩形梁、T形梁、I字形梁等, 工程中常用的为矩形梁和T形梁, 矩形梁又分为单筋矩形截面梁和双筋矩形截面梁。无论是单筋矩形截面梁、双筋矩形截面梁还是T形截面梁, 在受拉区配置钢筋时, 都需根据受力情况通过计算求得, 而在求解的过程中, 混凝土受压区的高度x的确定又是必不可少的关键一环。

一、具体计算实例

1. 单筋矩形截面梁

已知某一单筋矩形截面梁受弯构件 (如图a所示) , 截面的尺寸为b×h, 弯矩设计值为M, 所采用的钢筋混凝土的强度为fc, 钢筋的强度为fy。求计算该构件的混凝土受压区的高度x。

很显然，该题的求解，需要用到单筋矩形截面梁的矩的平衡公式, 将公式整理后得：

解之得：

显然x的高度，不会大于h0, 故结果应为：

2. 双筋矩形截面梁

已知某一单筋矩形截面梁受弯构件 (如图b所示) , 截面的尺寸为b×h, 弯矩设计值为M, 所采用的钢筋混凝土的强度为fc, 钢筋的强度为fy、f`y, 受压区钢筋的面积为A`s。求计算该构件的混凝土受压区的高度x。

该题的求解，需要用到双筋矩形截面梁的矩的平衡公式，将公式整理后得：

解之得：

显然x的高度，不会大于h0, 故结果应为：

3. T形截面梁

T形截面梁中, 第一类T形截面梁的计算类同于单筋矩形截面梁, 此处不再做赘述, 现只研究第一类T形截面梁。

已知某一单筋矩形截面梁受弯构件 (如图c所示) , 截面的尺寸为b×h, 弯矩设计值为M, 所采用的钢筋混凝土的强度为fc, 钢筋的强度为fy、f`y, 受压区钢筋的面积为A`s。求计算该构件的混凝土受压区的高度x。

该题的求解，需要用到第二类T形截面梁的矩的平衡公式，将公式整理后得：

解之得：

显然x的高度，不会大于h0, 故结果应为：

上述三类截面梁的受压区高度x的计算公式分别为：

单筋矩形截面梁：

将该式稍微变形可以记为：

双筋矩形截面梁

T形截面梁：

二、受压区高度x的计算通式

比较公式 (b) (c) (d) , 我们不难发现他们有一个共同的模式, 因此, 我们可以将三个式子整理成如下的计算通式:

其中△的取值为：

三、结语

从上述三类截面梁的受压区高度x计算通式, 我们不难发现单筋矩形截面梁、双筋矩形截面梁和T形截面梁的受压区高度x的计算并不复杂, 平时学习时, 只要掌握了单筋矩形截面梁的受压区高度x的计算公式, 其余的几类梁即可触类旁通, 或者说我们只需理解并掌握了式 (e) , 便可迎刃而解的求出此三类梁的受压区高度x, 进而顺利的计算出受拉区钢筋的面积As, 从而简化了计算过程, 提高了计算的准确度。

参考文献

T型截面篇6

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。

参考文献

[1]陈志华.钢结构和组合结构异形柱[J].钢结构, 2006, 21 (2) :27-29.

[2]韩林海.现代钢管混凝土结构[M].北京:科学出版社, 2000.

[3]荣彬, 陈志华, 周婷.L形方钢管混凝土组合异形短柱的轴压强度研究[J].工业建筑, 2009, 39 (11) :104-99.

[4]Chen Zhihua, Rong Bin, Fafitis Apostolos.Axial compression stability of a crisscross section column composed of concretefilled square steel tubes[J].J Mech Mater Struct, 2009, 4 (10) :1787-1799.

[5]Ting Zhou, Zhihua Chen and Hongbo Liu.Seismic Behavior of Special Shaped Column Composed of Concrete Filled Steel Tubes[J].Journal of constructional steel research, 2012, 75:131-141.

[6]朱劲松, 宋玉普, 李庆斌.混凝土轴拉疲劳试验及损伤模型[J].水利学报, 2002 (12) :79-84.

T型截面篇7

经过多年的研究及实践, 大截面导线在电网工程中的应用不仅越来越广泛, 相应的施工技术水平也越来越高[1]。每个施工企业针对大截面导线施工所配置的机具都会存在差异, 因此大截面导线施工的放线、紧线及压接等技术也会存在不同。本文主要结合溪洛渡右岸电站送电广东工程大截面Z型导线试架线, 总结了施工常见问题的处理。

1 工程概况

溪洛渡右岸电站送电广东工程, 线路全长1 221.552km, 电压等级±500 k V, 线路输送容量6 400 MW, 经过地区大部分为山区, 伴有丘陵、平地泥沼, 全线海拔100 m~2 000 m, 其中高山大岭占30.3%, 一般山地占48.5%, 丘陵占18.5%, 平地占1.5%, 泥沼占1.2%。其中30 mm重冰区56 km, 导线设计采用JLHA2X/G1A-1035/75钢芯成型铝合金绞线。其截面如下图1所示:

JLHA2X/GIA-1035/75导线是铝合金型导线, 单股硬度比普通纯铝导线高, 不易切割, 塑性、延展性差, 在空间上可以看出单股呈“Z”型, 股与股相互叠压, 所以对该类型导线特别注意散股问题, 采取相关措施, 保证在施工过程 (压接、展放) 不得散股、劈股, 否则很难处理。

1 035 mm2大截面Z形铝合金绞线本工程首次采用, 架线过程需要进行地面试验和现场试架线, 在此过程中, 解决了施工设备选择, 导线压接, 导线展放, 紧线、松散股修复等各种问题。通过多次试验, 以上问题均得到了解决, 保证了架线顺利完成。

2 主要放线施工设备的选择

2.1 牵引设备

主牵引机牵引力计算:

式 (1) 中, P为主牵引机的额定牵引力, k N;m为同时牵放子导线的根数;Kp为系数, Kp=0.20~0.30 (本工程取0.25) ;Tp为被牵放导线保证计算拉断力, k N。[2]

计算出主牵引机额定牵引力为:

主牵引机的卷筒槽底直径为:

D≥25d=25×28=700 mm。

选择SAQ-250型 (持续牵引力为250 k N, 卷筒槽底直径为960 mm) , 可满足要求。

2.2 张力设备的选择

主张力机单根导线额定制动张力计算

式 (2) 中, T为主张力机单根导线额定制动张力, k N;KT为系数, KT=0.12~0.18 (本工程取0.15) 。[2]

计算出主张力机单根导线额定制动张力为:

主张力机的导线轮槽底直径为:

可选择轮径大于1 600 mm以上、轮槽为浅槽型槽宽大于60 mm的张力机, 本工程选择2台二线张力机或一台四线张力机 (张力轮槽底直径为1 700 mm, 槽宽65 mm, 单线额定张力为65 k N) 。

2.3 导线放线滑车的选择

依照《架空输电线路放线滑车》的要求, 垂直荷载为:

式 (3) 中, QP为垂直荷载, k N;n为导线滑轮数;ls为导线长度, m;W为导线比载, kg/m。

槽底直径D≥20d, 导线外径写出D=20×40.6=812 mm。

滑轮选用槽底直径Φ900 mm、外径Φ1 045 mm的尼龙挂胶, 额定荷载为150 k N的2×三轮导线放线滑车。

其它张力放线工器具可以根据相关张力放线参数进行选择即可, 在这里就不再累述。

3 放线常见问题处理

3.1 放线滑车的悬挂

a) 一牵四时, 直线塔、直线转角塔, 5轮放线滑车直接悬挂在绝缘子串下;

b) 2×一牵2放线方式, 直线塔、直线转角塔, 两个三轮放线滑车同时悬挂在绝缘串下四分裂悬垂联板下端的导线挂孔上, 需加工4付挂板和1块长夹板配合, 保证滑车挂好后间距保持在100 mm。如图2所示:

3.2 铝合金型线绞线展放过程的连接

两种导线临时连接采用900/75接续管连接。103575导线与走板连接最初采用单头网套连接, 发生一根子导线跑线后改成牵引头连接。

3.3 1035/75铝合金型线直线接续管顺压工艺

3.3.1 接续管顺压主要操作步骤

钢芯剥线、压接工艺按常规进行压接, 就不再赘述了, 这里主要介绍一下铝合金管的“顺压”工艺。

3.3.2 直线接续管穿管及预偏

直线接续管穿管及预偏如图3所示。经试验, 使用300 t压接机, 推荐预偏量为70 mm。

卡箍安装的示意图如下图4:

3.3.3 直线接续管顺压

直线接续管“顺压”如下图5所示。

铝合金管压接顺序:从牵引场侧管口开始压第一模, 逐模向张力场侧施压, 隔过不压区后, 逐模施压至张力场侧管口。

3.4 高空网套连接器对联展放贯通后落线地面压接工艺

导线展放时采用网套连接器对联直接展放, 该极导线展放完毕后, 每个需接续的导线的最近杆塔把导线提升到地面进行接续管的压接, 此施工方法接续管不通过滑车, 避免接续管通过滑车产生的导线损伤。

3.5 精准布线高空网套连接器对联展放接头耐张塔压接工艺

导线展放前, 对该区段所展放的导线根据所需导线线长情况进行布线, 导线展放时采用网套连接器对联进行展放, 当对联的网套连接器通过最后一个耐张塔时, 牵张场停机, 耐张塔大、小号锚线, 起吊压接平台对接续管进行压接, 压接完毕后拆除导线临锚, 继续牵引至档内适当位置即可。

4 1035 75大截面Z形导线架线注意事项

a) 最好自成区段, 尽量不与其它型号导线混合展放, 以免造成散股现象, 如实在无法避免, 连接处应用旋转连接器分开, 且1035/75导线不宜过短并在张力场侧;b) 1035/75导线与走板连接必须采用牵引头, 不能使用单头网套连接;c) 1035/75导线展放区段内的滑车包络角必须控制在25°以下, 张力机出口的第一个滑车必须严格控制;d) 导线放线过程张力场不应转向;e) 展放过程严格控制跳槽磨线;f) 开断1035/75导线前必须用卡箍加固不少于3道~4道, 方可开断;g) 修复导线不能直接敲打, 需用专用模具套上加紧后推动模具, 将跳股线压入。

5 结语

相较于常规导线, 大截面导线具有技术特性好、经济效益高、社会效益好等优质特点, 因此具有很高的应用和推广价值。本工程通过对大截面导线的架线应用探索, 使得大截面导线施工技术得到更深一步的探究, 为今后电力工程大截面导线施工技术的应用累积了宝贵的经验。

摘要：结合溪洛渡右岸电站送电广东工程, 从放线施工主要设备选择、施线常见问题处理及导线架线注意事项三个方面对大截面Z型导线架线技术进行探讨分析。

关键词：大截面导线,架线,施工设备,压接

参考文献

[1]马建荣, 杨保晶.大截面导线架线施工技术[J].施工技术, 2011, 40 (12) :70-72.

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