动荷载试验（精选7篇）
动荷载试验 篇1
1 项目概况
对某平衡式振动输送机正常使用阶段 (启动时工况、稳定运行时工况、关机时工况) 进行支点频率、动荷载以及静荷载测试, 得出运行状态下支点的振动频率、动载及静载情况, 分析其对下部主体结构的作用效应 (图1) 。
2 测试方案
2.1 试验整体方案
测试装置主要由轮辐式力传感器、动态应变仪等组成。将力传感器置于测试位置以下, 通过支座板与支腿可靠连接;再将活动支座置于力传感器下方, 通过活动垫板将力传感器调节至设备支腿标高处 (图2) ;将力传感器与动态应变仪通过数据线连接, 并与电脑连接后进行动态采集程序设定, 通过力-时间曲线即可采集其振动频率及动载情况, 输送设备关机起吊后, 可通过传感器测出静载荷。
2.2 测点布置方案
平衡式振动输送机总共有46个支腿, 下设300 mm高的H型钢梁整体式底盘。测试时将活动支腿放置于下部H型整体底盘之上, 将输送机支腿整体架高, 测试支点下设力传感器, 每4个支腿一组, 分12组进行测试。测点布置图如图3所示。
3 测试步骤
(1) 对每个弹簧支点进行编号。共两部分, 第一部分为1~12支点, 第二部分为13~23支点, 共46个支点, 每4个支点为一组进行测试采集。支座5A实物见图4。
(2) 将准备好的活动支座及传感器支座一一对应放置于各弹簧支座边, 调试好仪器设备, 按对应的编号连接好每个传感器。
(3) 将待测的振动设备吊起, 将各活动支座及传感器支座置于对应弹簧支座下, 确保整个振动设备处于同一高度, 支点中心与支撑块中心在同一轴线上。
(4) 将振动设备慢慢降至活动支座和传感器支座上, 待此过程完成后1 min, 对测试采集程序进行清零、平衡。
(5) 点击测试开始, 工人启动振动传输带, 首先采集设备启动时最大动载;继续运行机器, 采集设备稳定运行时的动载;待此阶段测试完成后, 关闭设备, 采集设备关机时的最大动载;再用吊车将振动设备掉起, 采集振动设备的静载, 至此, 一组支点测试完毕。支座23A启动时动载采集见图5。
(6) 重复以上2~5测试过程, 依次对每个支点进行测试, 待测试全部做完后, 关闭仪器, 将振动设备复位。
(7) 待测试完成后, 对实验数据进行初步整理。
4 数据处理
对测试数据进行整理, 每个弹簧支点对应的启动时的最大动载、稳定运行时的动载、关机时的最大动载、静载及振动频率如表1、表2所示。
5 数据分析
5.1 启动时最大动载
由表1、表2得知, 在23组支点中, 启动时的最大动载值在0.35~1.09 k N之间, 其中启动时1~12支点最大动载平均值为0.55 k N, 13~23支点最大动载平均值为0.63 k N;1~12支点中动载最大为支点1B (0.89 k N) , 最小为支点2A (0.38 k N) , 13~23支点中动载最大为支点23A (1.09 k N) , 最小为支点14A (0.35 k N) 与14B (0.35 k N) 。
从启动时最大动载折线图6中可以看出, 在1~12支点中, 处于两端位置的支点启动时动载最大, 中部支点动载测试值都处于中间状态。
如图7所示, 在端点位置23时, 启动的最大动载达到最大, 为1.09 k N。总体呈现的趋势和图6一致。而图7与图6相比, 启动时的动载整体高于前12个支点的。
5.2 设备平稳运行时动载
由汇总表1、表2中的统计可以得到, 设备平稳运行时1~12支点的动载均值为0.21 k N, 最小动载的支点位置是2B支点, 最小值为0.07 k N, 最大支点为5A, 最大值为0.31 k N;13~23支点的动载均值为0.25 k N, 最小动载的支点位置是14B支点, 最小值为0.09 k N, 最大支点为20A, 最大值为0.40 k N。对于同一编号支点的不同A/B侧, 设备平稳运行时的动载基本接近。
图8与图9的曲线图都呈现出“波浪”形状的规律, 两端附近2A/B、11A/B、14A/B、22A/B支点, 动载较低, 而在整段设备的中间部位, 如7A/B与18A/B, 动载值也较低。
5.3 设备关机时最大动载
图10、图11为振动设备关机时的最大动载, 可以看出, 在振动设备端头部分的支点关机时的最大动载都大于中间位置的, 而在设备中间部位5A/B-7A/B、17A/B-19A/B支点在停止关机时的最大动载都远高于3A/B、10A/B、15A/B、21A/B支点。整体的曲线图呈现出字母“W”形状。而与启动时的最大动载图6、图7相比, 也都呈现出两头动载力值大的特点。
5.4 设备静载
图12、图13为支点编号与振动设备的静载力值图。1~12支点中最大值为7.17 k N, 支点位置为8A, 最小为2.36 k N, 支点位置为12B;13~23支点中最大为6.60 k N, 支点位置为15A, 最小为2.24 k N, 支点位置为23A。可以看出, 在端头位置的静载力值都较小。
5.5 支点频率
通过频谱分析, 在第一部分 (1~12支点) 的振动设备振动时, 包括从开始到结束时的平均频率为9.13 Hz, 而第二部分 (13~23) 的振动设备振动时, 包括从开始到结束时的平均频率为9.20 Hz, 如图14、图15所示。
6 测试总结
6.1 启动时动载
(1) 在1~12支点中最大动载为支点0.89 k N, 支点位置为1B, 均值为0.55 k N;
(2) 在13~23支点中最大动载为1.09 k N, 支点位置为23A, 均值为0.63 k N, 整体高于前12个支点的动载;
(3) 处于两端位置的支点启动时动载较大。
6.2 平稳运行时动载
(1) 1~12支点中最大动载为0.31 k N, 支点位置为5A, 均值为0.21 k N;
(2) 13~23支点中最大动载为0.40 k N, 支点位置为20A, 均值为0.25 k N;
(3) 整体的曲线图呈现出“波浪”形状, 对于同一编号支点的不同A/B侧, 设备平稳运行时的动载基本接近。
6.3 关机时动载
(1) 1~12支点中最大动载为2.11 k N, 支点位置为12B, 均值为1.23 k N;
(2) 13~23支点中关机时最大动载为1.88 k N, 支点位置为23A, 均值为1.09 k N;
(3) 整体的曲线图呈现出字母“W”形状。而与启动时的最大动载相比, 也都呈现出两头动载力值大的特点。
6.4 静载
(1) 1~12支点中最大静载为7.17 k N, 支点位置为8A, 均值为4.66 k N;
(2) 13~23支点中最大静载为6.60 k N, 支点位置为15A, 均值为4.67 k N;
(3) 在端头位置的静载的力值都较小。
6.5 支点频率
(1) 1~12支点中频率均值为9.13 Hz;
(2) 13~23支点中频率均值为9.20 Hz。
7 结论
(1) 设备的技术参数中动载为0.16 k N, 实测稳定运行动载均值为0.21~0.25 k N, 基本相符;但设备开关机时最大动载均超过稳定运行时动载数倍之多, 且关机时的瞬时动载最大值达最高, 实际结构设计时应将各支点的此力值作为动载控制值, 否则偏于不安全。
(2) 技术参数中设备频率为7.7~10.8 Hz, 实测频率为9.13~9.20 Hz, 基本相符。结构设计时应考虑钢框架的自振周期, 以免引起共振。
(3) 各支点静载实测平均值约4.66 k N, 按设备技术参数算得平均每个支点约8.5 k N的静载, 此值差距较大, 结构设计时过于保守。
(4) 设备在启动时处于两端位置的支点启动时动载较大, 运行时整体的曲线图呈现出“波浪”形状, 关闭时整体的曲线图呈现出字母“W”形状, 与启动时的最大动载相比, 也都呈现出两头动载力值大的特点。
(5) 此测试为现场测试, 在测试中, 可能由于地面及底盘架不平, 环境温度影响, 支撑垫块高度不齐, 振动设备架置方式等原因, 会对测试结果造成一定的影响, 但是这种影响都在一定的允许误差范围内。
参考文献
[1]GB50009-2012建筑结构荷载规范[S].北京:中国建筑工业出版社, 2012.
[2]周明华.土木工程结构试验与检测 (第二版) [M].南京:东南大学出版社, 2010.
[3]周健斌, 魏金霞, 李国强.交通动荷载模拟试验成果分析[J].公路与汽运, 2005 (4) :32-34.
[4]方合雪.运营桥梁检测动荷载试验应用综述[J].公路交通科技 (应用技术版) , 2007 (3) :132-134.
[5]陈磊磊, 钱振东, 韩晓林.梁在动荷载作用下若干参数的测试技术研究[J].振动与冲击, 2007 (8) :150-153, 177.
动荷载试验 篇2
地震等动荷载会引起的砂土液化早已明确, 但饱和粉土层在动荷载作用下也会产生液化, 国内外的一些大地震都已证明。例如: 1975 年海城大地震、1976 年中国唐山地震、土耳其的Kocaeli地震等都出现了大量的粉土地基液化。
国外学者Prakash等[1]研究了地震作用下低塑性粉土的液化问题; Ishihara[2]的研究表明塑性指数的大小直接影响粉土液化的强度; 国内学者王建华等[3]提出了粉土在随机地震荷载作用下液化的判定方法; 赵慧在文献[4]中研究了云南粉土在不同破坏标准条件下的孔压上升模型以及动应力和应变关系; 张伟[5]通过不同频率的循环荷载来模拟不同的地震作用, 研究了山西粉土在不同频率动荷载作用下的动力特性。但关于动荷载作用下杭州粉土的动强度的研究相对比较少, 因此, 本文选用杭州粉土, 对不同围压、不同固结比和不同振动频率动荷载作用下的粉土试样进行了固结不排水动三轴试验, 研究分析杭州粉土在这些不同动应力条件下的变化规律。
1 试验概况
本研究采集杭州典型区段典型粉土进行动三轴试验, 土样的颗粒组成: 土的粒径d < 0. 002 mm, d = 0. 002 mm ~ 0. 05 mm, d =0. 05 mm ~ 0. 074 mm, d = 0. 074 mm ~ 2 mm的土粒百分含量 ( % ) 分别为: 2. 78, 37. 21, 13. 70, 46. 31; 土样的物理性指标见表1, 试样为39. 1 mm × 80 mm的圆柱体。
动三轴试验固结比分别选定为1. 0, 1. 5 和2. 0; 周围压力逐级设定为100 k Pa, 150 k Pa和200 k Pa; 动荷载选用正弦波波形, 振动频率分别选择0. 5 Hz, 1. 0 Hz和2. 0 Hz, 进行粉土的动强度试验。试样选用动应变达到5% 作为动态破坏标准。
2 粉土动强度的影响因素分析
2. 1 不同频率动荷载对粉土动强度的影响
在围压100 k Pa时粉土试样分别在三种不同固结比条件下, 不同振动频率动荷载作用下的动强度曲线如图1 ~ 图3 所示。
由图1 可知, 当 σ3= 100 k Pa, Kc= 1. 0 时, 在f≤1. 5 Hz时动强度随着频率的增大而增大, 但当f = 2. 0 Hz时强度反而比f =1. 0 Hz时有所下降。也就是当振动频率小于1. 5 Hz时, 粉土的动强度会随着频率的增大而得到提高, 当振动频率达到2 . 0 Hz时, 粉土的动强度反而小于振动频率为1. 5 Hz时动强度。出现这一现象主要是由于在f = 2. 0 Hz时, 粉土的渗透系数比较小, 动孔压不易消散和转移, 孔压急剧上升, 会减小土样内的有效应力水平, 引起土样动强度降低。由图2, 图3 可以看到, 当固结比变化时, 振动频率对土样动强度的影响程度有所改变, 当固结比逐渐从1 变到1. 5 和2. 0 后, 频率对土样动强度的影响就会越来越小, 在Kc= 2. 0 时已经可以不考虑荷载频率变化对动强度的影响。
2. 2 不同固结比对粉土动强度影响
从图4 ~ 图6 可以看出, 当振动频率和围压相同时, 土样的固结比越大, 土的动强度也会随之提高。这是因为固结比越高, 土颗粒间的空隙被压缩的程度越高, 使得土颗粒连接更加紧密, 这种连接力需要更高的孔压才能破坏, 因此土样的动强度就越高。
2. 3 不同围压对粉土动强度的影响
作用在土样的围压不同时, 粉土的动强度会随围压的增长而增大, 如图7 ~ 图9 所示。
图7 ~ 图9 显示, 围压变化对土样动强度的影响非常明显, 在振动频率f = 1. 0 Hz的条件下, 不同固结比的土样动强度都会随着围压的变大而显著提高, 也就是土样所受到的约束应力条件越强, 土样受到的变形约束也就越大, 土体被压缩紧密, 因此动强度就越强。
3 结语
总结本研究的粉土动强度试验, 可以得出以下结论: 在振动频率f≤1. 5 Hz的动荷载作用下, 粉土的动强度会随着频率的增大而增大, 而当f =2. 0 Hz的动荷载作用下, 动强度反而比f = 1. 0 Hz时有所下降; 随着固结比的增大, 荷载振动频率对土样的动强度影响越来越小, Kc= 2. 0 时动荷载的振动频率对土样的动强度影响最小; 固结比的变化对土样的动强度有影响, 但和振动频率一样对土样动强度的影响较小, 而围压对土样动强度的影响显著, 当围压变大时, 粉土试样的动强度会明显升高。
参考文献
[1]Guo T, Prakash S.Liquefaction of silts and silt-clay mixtures[J].Journal of Geotechnical and Geoenvironmental Engineering, 1999, 125 (8) :706-710.
[2]Ishihara K, Okusa S, Oyagi N, et al.Liquefaction-induced flow slide in the collapsible loess deposit in soviet Tajik[J].Soils and Foundations, 1990, 30 (4) :73-89.
[3]王建华, 扬进良, 王成春.随机地震荷载作用下饱和粉土的液化特性[J].岩土力学, 1997 (18) :1-6.
[4]赵慧.循环荷载作用下粉土的破坏标准和动力特性的试验研究[D].南京:河海大学, 2006.
动荷载条件下土体微观受力分析 篇3
一、Geo Studio2007简介
Geo Studio是一套专业、高效而且功能强大的适用于岩土工程和岩土环境模拟计算的仿真软件, 最新版Geo Studio2007增加了AIR/W模块。Geo Studio2007包括以下八种专业分析软件:
SLOPE/W (边坡稳定性分析软件) ;SEEP/W (地下水渗流分析软件)
SIGMA/W (岩土应力变形分析软件) ;QUAKE/W (地震动力响应分析软件)
TEMP/W (地热分析软件) ;CTRAN/W (地下水污染物传输分析软件)
AIR/W (空气流动分析软件) ;VADOSE/W (综合渗流蒸发区和土壤表层分析软件)
本次主要利用Geo Studio2007 SIGMA/W (岩土应力变形分析软件) 模块使土样固结到稳定状态, 然后在利用Geo Studio2007 QUAKE/W (地震动力响应分析软件) 模块对固结稳定的试样进行施加动荷载。
二、土样状态的确定
由于试样在固结时的受力状态为, 此时试样所受力状态可以认为是平面应力状态, 由于空心圆柱土试样在平面应力状态时, 土样是轴对称的, 因此可以对平面应力状态的一半进行研究即可。
选取土样其中一种受力状态及模型如图1所示, 即模型宽为20mm, 高为100mm, 所选受力状态为即固结比Kc=1.5, 图1中、、、、、为所要研究的控制点也叫做应力历史点。当土样在以上应力状态下达到固结稳定后如图2所示。由图2可以看出当土样到达固结稳定后, 固结变形量为10mm, 这与室内试验时的固结变形量9~10mm相当。
三、动荷载条件下土体微观受力Geo-studio2007微观受力分析
当土样在所施加应力状态固结稳定后, 将室内试验所采集的的动荷载施加到土样上, 图3为试验所采集到的正弦波荷载, 其变形破坏标准与室内试验所用标准一致, 即通常情况下当试样轴向变形到达5%时即认为土样破坏停止加荷, 破坏后土样状态如图4所示。
在正弦荷载作用下, 土样中应力历史点的剪应力随时间变化如图5所示。由图5可以看出在正弦荷载作用下土样中各点剪应力随时间的变化并不都是同步的, 而且应力的大小也相同。进一步分析可以看出, p1的应力最小;p2点应力与p4点应力大小相当, 但二者随随时间的变化却相差半个周期, 进一步分析可知, 在循环荷载条件下土的应力应变具有非线性与滞后性的明显特点, 当p2点在循环荷载作用下达到最大值时, 由于土样应力应变在循环荷载下的滞后特性, 使得p4点的应力传播时间相差了半个周期, 因此导致了p4的应力却达到了负向最大值;p2与p3剪应力变化同步, 但p3剪应力却大于p2的。此时在循环荷载作用下土样的变形如图4所示, 由图4可以看出土样在经历了循环荷载作用之后, 既有竖向变形又有横向变形, 这与在实际试验结果表现一致。
四、小结
动荷载试验 篇4
我国正处于地下空间工程大开发时期[1,2],然而近年来地震频发,地下结构极易发生震害,由于建设造价高并且修复困难,往往造成严重的经济损失[3]。但现行各种抗震设计规范关于地下结构的条文十分简略,难以适应当前地铁的高速发展。针对隧道的动力响应,学者进行了大量的研究,取得了一些有意义的成果:李鹏[4]利用数值分析的方法研究了饱和地基中隧道纵向地震反应。范鹏贤等[5]采用矩阵力法计算圆形隧道在地震波作用下的整体响应。徐华等[6]利用振动台研究隧道动力响应规律及围岩与隧道的相互动力作用。但当前研究成果大多是针对直线隧道,而许多工程项目中不可避免地修建了曲线隧道,对于曲线隧道在地震作用下的动力响应尚不清楚。因此,本文采用ANSYS/LS-DYNA重点分析研究曲线隧道在动荷载作用下的变形破坏机制。
1 隧道的数值模拟
1.1 模型尺寸与材料
根据工程实际,本文的模型外径为6.0 m的圆形断面隧道,隧道埋深30 m,衬砌厚0.6 m。曲线隧道的转弯半径按照《地铁设计规范》(GB 50157—2013)的规定取最小转弯半径300 m,转弯角度为90°。隧道模型周边围岩覆盖厚度为5倍洞径。三维模型如图1所示。围岩及衬砌的物理力学参数如表1所示。
1.2 边界条件
为了有效模拟地震波穿过模型边界使地震能量向远处传播,保证波动从计算模型内部穿过人工边界时尽可能少的产生反射,本例在进行动力分析时采用无反射边界。选取2008年观测到的汶川波,为了节约计算时间,截取其中含有峰值加速度的5 s输入。
2 隧道动力响应分析
2.1 位移分析
曲线隧道总位移云图如图2所示,直线隧道总位移云图如图3所示。
由隧道的总位移云图(图2—3)可以看出,曲线隧道结构位移值沿隧道轴线分布大致相同,出现在如图2所示位置处总位移明显增大,对该部位截面进行重点分析。直线隧道位移沿隧道轴线基本保持不变。重点分析出现最大位移的截面。
由表2可以看出,曲线隧道结构各部位在震后的位移值大约是直线隧道相对应位置的4倍;与直线隧道相比,曲线隧道各处位移差异较大,拱顶及拱底处的位移值高出左右边墙约30%。
(单位:cm)
2.2 应力分析
曲线与直线隧道的主应力云图如图4—5所示。
由隧道的第一主应力云图可以看出,曲线隧道的第一主应力在隧道曲线段与围岩的接触部位较其他部位大。因此,需重点分析该部位。从曲线与直线隧道的第一主应力云图中也可看出,曲线隧道各部分应力明显大于直线隧道。表3列出了曲线与直线隧道重点分析断面处各部位第一主应力。
(单位:MPa)
由表3数据对比分析可知,曲线隧道在震后的应力值明显大于直线隧道,曲线隧道拱顶处的应力值最大,同时右边墙(外凸侧)的应力高出左边墙(内凹侧)应力11.2%,可见曲线隧道震后横截面两侧受力不均。
3 结语
本文利用ANSYS/LS-DYNA对比分析曲线隧道和直线隧道的动力响应,主要得出了以下结论:
(1)曲线隧道结构整体上在震后的位移值与应力值高于直线隧道,其中在隧道曲线段端点与围岩接触处应力明显增大,第一主应力约为直线隧道的5~10倍。且曲线隧道震后右边墙(内凹侧)的位移值高出左边墙(外凸侧)。
(2)在隧道端点与围岩交界附近的截面上,曲线隧道结构各部位在震后的位移值大约是直线隧道相对应位置的4倍;与直线隧道相比,曲线隧道各处位移差异较大,拱顶及拱底处的位移值高出左右边墙约30%。
参考文献
[1]钱七虎.现代城市地下空间开发利用技术及其发展趋势[J].铁道建筑技术,2005(5):1-6.
[2]钱七虎.岩土工程的第四次浪潮[J].地下空间,1999(4):267-272.
[3]胡聿贤.地震工程学[M].北京:地震出版社,1988.
[4]李鹏.饱和地基中隧道纵向地震反应[D].北京:清华大学,2013.
[5]范鹏贤,王明洋,冯淑芳,等.爆炸地震波作用下深埋圆形隧道的动力响应分析[J].岩石力学与工程学报,2013(4):672-679.
动荷载试验 篇5
在深井采矿中, 出矿巷道的稳定性对于提高生产效率和保证人员安全有重要意义。巷道支护中, 喷锚支护具有施工简单、支护效果好和支护费用低等优点, 是一种应用十分广泛的主动支护方式。通过国内外人员所做的理论分析、现场试验与数值模拟等研究[1~3], 喷锚支护的工艺得到不断地改进与完善。但这些研究大都是基于静态条件的。在实际工程中, 出矿巷道经常会受到爆破、地震、岩爆等动载的影响, 但对于喷锚支护的动载响应研究却较少。薛亚东等[4]采用FLAC软件, 对回采巷道锚杆支护进行了地震动载模拟分析, 指出动载巷道锚杆支护应采用端锚或加长端锚。杨志友[5]通过试验与数值模拟, 对锚杆加固围岩进行了动态力学性能分析, 得到锚杆间距与锚杆安装角等支护参数对围岩加固效果的影响。王承树[6]通过大量的爆炸试验, 研究了爆炸荷载作用下坑道喷锚支护的破坏形态。易长平[7]应用波函数展开法, 研究了爆破地震波与砂浆锚杆的相互作用机理, 推导了动荷载下锚杆、砂浆以及围岩的应力和位移的表达式, 确定了不同爆炸荷载下砂浆的安全振速范围。
在巷道掘进中, 大空孔直眼掏槽应用广泛, 为提高空孔的作用, 装药要采用微差起爆。同时, 微差起爆使爆破荷载的能量在时间上和空间上分散[8], 能很好地削弱爆破荷载强度, 降低爆破作业对邻近巷道稳定性的影响。对微差爆破作用下的支护结构进行动力学分析有较好的工程意义, 但目前这方面的研究还很少。
本文针对出矿巷道, 采用显式动力分析软件LS-DYNA, 模拟了上部出矿穿脉开挖时的爆破作业对下部出矿巷道喷锚支护的影响, 研究了不同掏槽方案下喷锚支护的受力与振动情况, 为工程设计与施工提供参考。
2 数值模拟方案
2.1 建立模型
本文的数值模拟以铜陵冬瓜山铜矿井下巷道为原型。首采地段50~58线采用阶段空场嗣后充填采矿方法, 以盘区为回采单元组织生产, 在隔离矿柱内布置出矿水平穿脉。出矿穿脉的掘进采用微差爆破, 其围岩主要为含铜蛇纹石和粉砂岩。力学实验测得, 蛇纹石抗压强度R约为131MPa, 岩石坚固性系数为13.1, 粉砂岩抗压强度R约为187MPa, 岩石坚固性系数为18.7。井巷掘进断面S=16.51m2, 工作面无瓦斯。爆破布孔与装药见图1和表1所示。
巷道掘进中, 掏槽眼装药多, 自由面少, 产生的爆破振动最剧烈。1、2、3号掏槽炮孔直径42mm, 单孔药量2.25kg, 本测试中取掏槽孔部分进行数值模拟, 研究其引爆后下方出矿巷道的支护动载响应。
掘进施工巷道下方有支护好的出矿巷道, 出矿巷道围岩主要为粉砂岩、矽卡岩、石英闪长岩等, 岩性坚硬, 力学强度高。巷道断面为三心拱, 大小为4.5m×3.75m, 采用锚杆、锚网与喷射混凝土联合支护, 喷射混凝土为干喷法, 混凝土强度C20, 喷射厚度80mm。锚杆为全长粘结式锚杆, 长度1.8m。
计算模型见图2, 计算范围为50m×42m, 为减少计算单元数, 计算厚度取3m, 将模型简化为平面应变模型。为避免自由边界反射的应力波对模型产生干扰, 模型的四周设置为无反射边界。本文主要研究喷锚支护在爆破荷载下的应力应变规律, 忽略地应力的影响。
2.2 材料模型的选取
未扰动岩体与松动围岩主要是粉砂岩, 选用PLASTIC_KINEMATIC材料, 喷射混凝土选用JOHNSON_HOLMQUIST_CONCRETE材料, 锚杆选用BEAM161单元, 材料参数见表2。其中ρ1、G、Fc、T分别为混凝土的密度、剪切模量、单轴抗拉强度、单轴抗压强度;ρ2、E、μ、fyk分别为锚杆的密度、弹性模量、泊松比和屈服应力。
炮孔装药为二号岩石炸药, 用HIGH_EXPLOS-IVE_BURN炸药材料, JWL状态方程为:
式中:P、R2E、V分别指爆轰产物的压力、内能和体积, A、B、R1、、ω为输入参数, 取值见表3。其中ρ3、D、PCJ分别为二号岩石炸药的密度、爆压、爆速。
2.3 模拟方案
微差时间的选取是微差爆破的关键。微差爆破中, 先爆孔必须在微差时间内破碎抵抗线内的岩石, 为后续炮孔创造自由面, 才能保证爆破成功。以产生新的自由面为原则, 按照经验公式确定微差时间[9]:
式中:k1、k2——系数, k1=1.2~2.0, k2=9 (a-0.18) ;
a——炸药与岩石的波阻抗比值;
Q——药量, kg;
s——爆区岩块与原岩脱离距离, 一般取s=0.1m;
v——岩块移动平均速度, v=2~5m/s。
根据上式计算, 同时考虑到毫秒雷管段别的限制, 微差时间一般取为25ms或50ms。
经过分析, 确定数值模拟中爆破的4种方案。方案一:为研究空孔在爆破降震中的作用, 模拟无空孔, 3个炮孔无延时情况。方案二:设置空孔, 3个炮孔无延时。方案三:设置空孔, 1、2号炮孔无延时, 3号炮孔延时25ms。方案四:设置空孔, 1、2号炮孔无延时, 3号炮孔延时50ms。
3 计算结果分析
3.1 爆破动载对混凝土支护的影响
爆破荷载下岩石与混凝土的破坏过程是一个复杂的多轴损伤过程。用有效应力准则, 可以简单有效地将多轴应力响应过程转换为单轴应力过程[11]。根据上述确定的4种模拟方案进行数值计算, 经软件处理后得出爆破后混凝土衬砌的有效应力值, 分析其损伤情况。4种方案对应的最大有效应力值见图3所示。
在爆破振动分析中, 质点振速法是实际工程中最常用的控制标准。炮孔爆炸后, 爆破作用产生的应力波传播到巷道周边, 产生多重反射与绕射, 引起质点振动。质点振动速度的大小与质点所受应力成正比。数值计算得4种方案对应的混凝土衬砌最大质点振速见图4所示。
分析图3、4, 两条曲线总体上都呈下降趋势, 可知混凝土支护的破坏程度为:方案一>方案二>方案三>方案四。方案一中, 最大有效应力为5.26MPa, 质点最大振速为81.16cm/s。与方案一相比, 方案二的有效应力与质点振速有明显降低, 为4.97MPa、71.15cm/s, 大空孔在提供掏槽自由面的同时能有效降低爆破振动, 减低爆破荷载对混凝土的破坏。方案三采用微差爆破, 3号炮孔延期时间为25ms, 对应的有效应力与质点振速有较大减小, 为3.85MPa、51.19cm/s。方案四中, 3号炮孔延时50ms, 对应的有效应力与质点振速略有减小, 为3.27MPa、47.06cm/s。
我国《爆破安全规程》 (GB6722-2003) [12]规定, 矿山巷道的安全允许振速为15~30cm/s。数值模拟中4个方案的最大质点振速均高于该规程中规定振速, 说明在实际工程中, 应进一步采取措施降低爆破振动, 同时建议修改支护参数, 提高巷道支护的抗震能力。
3.2 爆破动载对锚杆的影响
由数值分析求出锚杆单元的最大轴力与最小轴力, 得出不同方案下的锚杆最大拉力与最大压力值, 见图5所示。
为研究不同安装角的锚杆的受力情况, 取4、5、6、7号锚杆的中间单元#6267、#6275、#6283、#6291号单元, 见图6。方案三时, 这些单元轴力—时程曲线见图7所示。分析图5, 方案一与方案二时, 锚杆所受压应力大于拉应力, 方案三与方案四时拉应力大于压应力。当单响药量减少时, 锚杆所受的最大压应力下降较快, 所受最大拉应力下降较少。锚杆为直径22mm二级钢筋, 能够承受的最大轴力为127.3k N。在本文模拟的爆破动荷载下, 锚杆不会发生径向屈服。
图7单元轴力—时程曲线中, 正值表示锚杆受轴向拉应力, 负值表示锚杆受轴向压应力。以锚杆与水平方向的夹角作为锚杆安装角, 锚杆4、5、6、7的安装角分别是90°、60°、30°、0°。1、2号炮孔爆炸产生应力波约经过0.005秒后传播至锚杆, 图中4个锚杆单元中#6267单元最先受到瞬时的压力作用, 随后应力波被拱顶反射, 生成拉伸波, 锚杆单元受到拉应力。应力波在巷道直墙处发上绕射, 使安装角为0°的#6291单元轴向主要处于被拉伸状态。对比不同安装角锚杆单元的轴力—时程曲线可知, 随着安装角的减小, 锚杆单元受到的轴力逐渐变小。3号炮孔产生的应力波约经过0.030秒后传播至锚杆, 由于单响药量的降低, 后一次应力波对锚杆的作用远小于前一次。
杨自友[13]等人通过实验室地质力学模型试验, 研究了爆炸波作用下锚杆的力学性能。通过对比分析可知, 本文数值模拟结果与文献[13]的试验结果吻合较好, 说明本文的数值模拟结果是可靠的。
4 巷道破坏现状与支护方案修改
4.1 巷道破坏现状
经现场调查分析, 在爆破荷载下, 目前冬瓜山铜矿出矿巷道支护的破坏状况如图8所示, 具体破坏形式有以下几种。
(1) 喷射混凝土层掉皮、剥落。喷射混凝土与围岩之间的粘结力远低于喷射混凝土与围岩自身的强度。当喷射混凝土层很薄或强度较低时, 爆破震动和围岩变形很容易使巷道掉皮或剥落。
(2) 喷层开裂。混凝土的抗拉强度远小于其抗压强度, 当混凝土喷层不密实或者不均匀时会造成应力集中现象, 混凝土受到局部弯曲张拉作用, 导致出现不规则裂缝。
(3) 锚杆锚固力下降。锚杆杆体未垂直穿过岩层, 钢筋与水泥砂浆接触面破坏或围岩与水泥砂浆接触面破坏均会导致锚杆达不到应有的锚固力。
(4) 部分锚网与围岩接触不够紧密。
4.2 支护方案修改
针对现场的巷道破坏情况, 结合数值模拟的结果, 提出巷道支护的修改方案。
(1) 现场巷道的掘进与支护施工基本上分成两个独立的部分, 由不同的施工队完成, 支护工序严重滞后于掘进工序, 使得围岩严重变形后才得到支护, 不能充分发挥围岩的自承能力, 不符合新奥法理论的施工原则, 导致巷道支护效果较差。建议支护施工时施工队间相互协调, 尽量做到边开挖边支护, 做到及时支护。
(2) 目前冬瓜山铜矿喷射混凝土施工都是采用干式喷射方法, 混凝土回弹量达35%~45%, 大量粗骨料被回弹, 降低了喷射混凝土的强度。建议改用湿喷法进行喷射混凝土施工。湿喷法的基本原理是将搅拌好的混凝土送入湿式喷射机, 用压缩空气在喷嘴处与从计量泵压到喷嘴的雾化速凝剂混合, 形成料束, 喷到受喷面。
与干喷法相比, 湿喷法有以下优越性:湿喷法的配合比易于控制, 能够较好地保证混凝土喷层的强度;回弹率低, 一般在15%左右, 因此湿喷的生产成本低, 经济效益高;施工时粉尘浓度低, 工作环境相对较好。预期改用湿喷法后, 混凝土喷层的强度得到提高, 巷道的支护效果将得到较大改善。
(3) 加大喷射混凝土厚度至120mm。在爆破震动下, 喷射混凝土层过薄会造成掉皮与剥落。当锚网不能够承受集中应力时, 就可能出现图8所示的破坏情况。
(4) 控制锚杆的注浆质量, 严格按照水泥∶砂∶水=1∶1∶0.4的配合比配置水泥砂浆, 保证锚杆与水泥砂浆、岩石与水泥砂浆之间有足够的粘结强度。
5 结论
通过应用LS-DYNA软件对微差爆破下出矿巷道的喷锚支护进行动载响应分析, 比较了不同微差爆破方案时混凝土衬砌的受力特点与质点振动规律, 以及锚杆的轴力变化情况, 得到以下结论。
(1) 对比方案一与方案二, 直眼掏槽中, 设置大空孔增加自由面可以改善掏槽效果, 同时, 更多的临空面可以减小围岩的夹制作用造成的爆破振动, 减小爆炸荷载对已支护好的巷道的破坏。
(2) 在雷管延期时间准确的前提下, 25ms的延期时间足以使爆炸应力的破坏效应得到较大减弱, 更多的延期时间对减小爆破振动的效果不明显。
(3) 在微差爆破中, 降低单响药量能够有效地减小爆破振动与爆炸荷载的破坏效应。
(4) 不同安装角的锚杆受力不同。安装角小的锚杆, 所受的轴力小。拱顶锚杆受到拉、压应力的交替作用, 直墙部位锚杆主要受到拉应力。
数值模拟得到了巷道支护在爆破荷载下的响应规律, 结合冬瓜山铜矿出矿巷道破坏现状, 提出了巷道支护的修改方案, 具有工程实用价值, 能够为其他矿山的巷道掘进与支护工程提供参考。
桥梁荷载试验分析 篇6
关键词：荷载试验,静载试验,动载试验
随着高速公路的快速发展, 桥梁建设技术也迈入了一个新的台阶, 目前我国有不同结构的桥梁, 如斜拉桥、悬索桥、拱桥、连续刚构桥等等, 这些桥梁建设完成之后, 最重要的一步就是要做荷载试验, 以确保桥梁的安全使用, 下面对荷载试验进行详述分析。
试验工作主要包含前期准备及现场实施两部分, 前期准备包括结构计算、测试截面和加载方式的确定等, 现场实施内容为荷载试验。
1 荷载试验的目的
通过本次桥梁荷载试验, 主要达到以下目的:
(1) 通过静载试验, 确定结构测试截面的应变分布情况 (包括应变沿截面高度的分布情况) 、截面下缘或上缘的抗裂性等, 并评估桥梁结构实际受力状况;
(2) 通过分析在试验荷载作用下桥梁测试截面的挠度情况, 评估桥梁上部结构刚度及整体性;
(3) 通过动载试验, 掌握桥梁结构的动力特性。
通过以上工作, 掌握桥梁的整体工作状况, 对桥梁承载能力做出综合评价。
2 荷载试验依据
本次荷载试验工作依据或参照以下规范和资料进行:
《公路桥涵养护规范》 (JTG H11-2004) ;
《公路桥梁承载能力检测评定规程》 (征求意见稿) ;
《大跨径混凝土桥梁的试验方法》 (1982) ;
《混凝土结构试验方法标准》 (GB50152—92) ;
《公路桥涵设计通用规范》 (JTG D60-2004) ;
《公路钢筋混凝土及预应力混凝土桥涵设计规范》 (JTG D62-2004) 。
3 计算分析
下面拿一个具体桥梁进行计算分析。结构的计算分析采用桥梁博士软件。上部结构主要参数取自南运河大桥施工图, 桥梁博士计算模型见图1、图2。本桥动载试验分析计算过程中按实际结构建立模型, 并以全真有限元模型来模拟全桥受力情况。试验跨跨中及支点截面尺寸大样见图3。
4 试验思路及内容
4.1 试验思路
根据桥梁的结构特点, 参考以往同类桥梁荷载试验工作的检测经验, 总结出荷载试验的基本思路和方法为:
(1) 依据预应力混凝土连续梁桥的结构及受力特点, 确定荷载试验方案, 主要为控制截面、控制内力、加载方式的确定等。
(2) 荷载试验。根据试验方案, 在结构控制截面有针对性地布置测点, 测试桥梁的实际受力、变形状态。
(3) 综合评定。根据荷载试验的实测数据, 与计算结果进行综合对比分析, 对桥梁的工作状况和承载能力进行综合评定, 确定结构的成桥工作状态。
4.2 试验内容
试验主要包括以下两方面的内容:
(1) 静载试验
根据连续梁桥受力特点及既有同类桥梁的病害特征, 选择结构主要控制截面进行静载试验, 了解测试截面在试验荷载下的应变分布及挠度, 评定桥梁结构的工作状态和承载能力。鉴于本桥上部为变截面预应力混凝土连续箱梁结构, 测试截面按如下选取:A截面 (应变、挠度) 、B截面 (挠度) 、梁端截面 (支点沉降) 。
(2) 动载试验
动载试验主要用于综合了解桥梁结构自身的动力特性, 以评价结构的现有工作状态。
动载试验主要用于综合了解结构自身的动力特性以及结构抵抗受迫振动 (行车) 的能力。试验内容包括脉动试验和行车试验。
5 静载试验测试
5.1 试验加载原则
(1) 试验荷载效率η=Sstat/S×δ应满足:0.8<η≤1.05, 其中:Sstat为试验荷载作用下检测部位变位或力的计算值;S为设计标准荷载作用下变位或力的计算值;δ为设计取用的动力系数。
(2) 试验加载采用分级加载的方式, 共分四级加载, 1级卸载。
(3) 为保证测试数据的可靠性, 每一加载工况稳定约10 min读数。
5.2 试验加载安全监测
试验加载过程中, 实时观测结构控制截面的变位、应力, 如果在未加到预计的最大试验荷载前, 应力或变位提前达到或超过设计标准的容许值, 应立即停止继续加载。
5.3 试验加载方式
试验加载采用42t左右的重车, 根据控制截面的内力影响线, 用加载车布载, 每一测试截面通过移动不同的加载车达到试验目标值, 使控制截面的弯矩与标准活载作用下的设计弯矩之比达到试验荷载效率的要求。
5.4 加载图示
静载试验加载位置经结构分析软件—桥梁博士计算确定, 设计荷载按照公路-I级 (考虑相应的折减系数) 考虑, 按照弯矩等效的原则, 同时要符合对荷载效率在0.8～1.05之间的要求。
5.5 加载工序
本桥静载试验各截面各加载工况实施程序如下:
初始状态 (静载试验加载开始) →预加载→预加载卸零→读取测点初读数
移动加载车至一级加载位置→读取试验数据
移动加载车至二级加载位置→读取试验数据
移动加载车至三级加载位置→读取试验数据
加载车开出主桥桥面, 卸零→读取测点卸载读数 (一个截面静载试验测试结束, 根据各测点的残余情况决定是否进行第二循环加载) 。
6 动载试验测试
桥梁动载试验内容包括脉动试验和行车试验。
6.1 脉动试验
脉动试验主要是在桥面无动荷载以及桥址附近无规则振源的情况下, 测定桥跨结构由于桥址处风荷载、地脉动等随机荷载激振而引起的桥跨结构微幅振动响应, 进而测定桥跨结构固有振动特性 (自振频率、振型和临界阻尼比) 。
(1) 测试方法:
在封闭交通的情况下, 采用超低频振动传感器测量桥跨结构天然脉动作用下的微小振动响应, 并通过数据采集和信号处理系统对信号进行采集和分析, 获得结构自振频率、振型和阻尼比等桥梁自振特征参数, 以确定桥梁自身的动力特征。
(2) 测试时段:
原则上测试时段选择夜间进行。
(3) 测试时间:
在测记桥跨结构振动响应要注意保证信号完整, 信号测记长度应足够, 并需照顾到各测记通道的动态范围, 小信号足够灵敏, 大信号不饱和, 测记时应配有示波器监视振动响应信号的质量。实测每次测试时间为30min。
6.2 行车试验
在桥面无任何障碍的情况下, 用一辆载重汽车 (总重约42t) 按对称情形, 分别以20km/h、40km/h、60km/h的速度驶过桥跨结构, 测定其截面A (跨中附近) 在行车车辆荷载作用下的动力反应。
7 结论
(1) 通过对桥梁试验跨静载试验应变数据的分析可知, 现浇箱梁强度及抗裂性是否满足设计要求。
(2) 通过对桥梁试验跨静载试验挠度数据的分析可知, 现浇箱梁刚度是否满足设计要求, 并且可以存在一定安全储备。
(3) 桥梁试验跨的各项动力性能指标是否满足设计要求, 同时可以说明试验跨动力性能是否正常。
由于桥梁受各种不利因素的影响, 结构性能在使用过程中发生着不同的变化, 同时也出现了不同程度的损伤, 并且承载能力也逐渐降低, 使本来安全的桥梁演变成为危桥, 所以对现役桥梁结构进行荷载试验是对承载能力评定最有效最直接的方法。
参考文献
[1]胡钊芳.公路桥梁荷载试验[M].北京:人民交通出版社, 2003.
[2]王国鼎, 袁海庆, 陈开利.桥梁检测与加固[M].北京:人民交通出版社, 2003.
[3]徐犇.桥梁检测与维修加固百问[M].北京:人民交通出版社, 2002.
[4]张俊平.桥梁检测[M].北京:人民交通出版社, 2002.
清水桥荷载试验研究 篇7
关键词：桥梁结构,荷载试验,承载能力
1 概述
清水桥位于浙江省临海市境内104国道上,主桥为3跨变截面预应力混凝土连续箱梁桥,引桥为7跨预应力混凝土简支梁桥。桥梁于1994年建成通车。桥梁全长359.00 m,共10跨,跨径组合为(7×25.00+52.00+80.00+52.00)m。桥梁宽度15.5 m(净14.00 m+2×0.75 m护栏)。桥梁设计荷载:汽—20级,挂—100,人群—3.5 kN/m2。桥梁通航标准:五级航道。
通过静力荷载试验,测定桥梁结构在静力试验荷载作用下控制截面的挠度与应变,并通过对试验观测数据和试验现象的综合分析,检验结构控制截面的挠度值和应变值等主要试验测试指标能否符合设计及有关规范、规定的要求,从而掌握桥梁结构在试验荷载作用下的工作性能,对桥梁结构承载能力状况与使用条件做出总体评价[1]。
2 试验方案
2.1 试验内容
荷载试验采用内力等效原则。即用等代荷载在测试截面产生的内力与标准车在测试截面产生的内力等效对加载孔进行测试[2]。
2.2 试验荷载
本次荷载试验以对跨中截面产生的最不利荷载组合(汽车和人群)作为试验的控制荷载。
本次荷载试验取主桥中跨跨中截面为测试截面,为了加载安全、防止结构意外损伤和了解结构应变和变位随试验荷载增加的变化关系,对桥梁荷载试验的加载应分级进行。试验时三级逐级加载和一次卸载,分级方法采用改变加载车的数量来实现。
2.3 加载车位及测点布置
加载车的布置见图1,图2。
本次荷载试验挠度和应变测试截面:第9跨(主桥中跨)跨中截面见图3。
3 试验测试结果及分析
3.1 挠度分析
各级试验荷载作用下实测主桥中跨跨中截面挠度值见表1,同时表1中亦列出了卸载后的相对残余变形。
各级试验荷载作用下各挠度测点挠度实测值与理论计算值对比曲线见图4,满载时挠度校验系数见表2。
从表1中可知,卸载后相对残余变形为3.5%,满足《公路旧桥承载能力鉴定办法》中规定的小于20%的要求,说明结构处于弹性工作状态。
从图4可以看出,在各级试验荷载作用下各挠度测点的挠度变化线性关系良好,说明结构处于弹性工作状态。
从图4,表2可以看出,实测挠度值均小于理论计算挠度值,满载时挠度校验系数最大值为0.78,平均值为0.77,可以满足《公路旧桥承载能力鉴定方法》小于1的规定[3],说明主桥中跨结构刚度可以满足试验荷载要求。
3.2 应变分析
各级试验荷载作用下实测主桥中跨跨中截面应变测点应变实测值见表3。
从表3中可以看出,主要应变测点的相对残余应变最大值为9.1%,均小于20%,满足《公路旧桥承载能力鉴定方法》的规定[3],说明结构弹性工作状态良好。
根据各应变测点实测应变值,绘制满载时主桥中跨跨中截面沿梁高应变分布曲线(见图5)。
从图5中可以看出:满载时主桥中跨跨中截面沿梁高应变基本呈线性分布,基本符合平截面假定,说明结构在试验荷载作用下处于弹性工作状态。
根据应变测点实测应变值,计算主要应变测点校验系数见表4。
从表4中可以看出:主要应变测点实测值均小于理论计算值,计算相应的校验系数最大值为0.62,平均校验系数为0.62,小于1,满足《公路旧桥承载能力鉴定方法》的规定[3]。
4 试验结论
本次荷载试验加载试验荷载效率在0.85～1.05之间,满足《公路旧桥承载能力鉴定方法》的规定。
满载时实测挠度值均小于理论计算值,挠度平均校验系数均小于1,结构刚度可以满足试验荷载要求。
满载时实测应变值均小于理论计算值,应变平均校验系数均小于1,结构抗弯强度可以满足试验荷载要求。
满载时沿梁高应变基本呈线性分布,试验荷载作用下各种线性关系良好,卸载后相对残余变形(应变)均小于20%,试验荷载作用下结构处于弹性工作状态。
荷载试验结果表明,桥梁刚度和主要控制截面抗弯强度可以满足汽—20荷载要求。
参考文献
[1]张俊平,周建宾.桥梁检测与维修加固[M].北京:人民交通出版社,2006.
[2]崔爱民.银滩黄河大桥静动载实验研究[J].桥梁建设,2002(5):23-25.