拟静力试验（精选6篇）
拟静力试验 篇1
砌体结构作为传统的建筑形式, 在我国学校、医院、办公和住宅中发挥着举足轻重的作用。近年来尤其是在汶川地震和庐山地震中, 大量砌体结构倒塌或者成为“站立废墟”, 这些严重的震害特征暴露出砌体结构抗震设计上仍存在不足, 还需进一步开展研究工作。在地震中, 砌体结构主要承受水平惯性力作用。由于墙体材料为脆性, 整体性能差, 使得砌体结构应力分布不均匀, 而在砌体结构上开洞更加剧了应力分布的复杂性。该文拟模拟北川电信局职工住宅楼底层一开窗洞纵墙建立墙片模型, 研究低周反复荷载作用下开窗洞砌体墙片的力学性能和破坏特征, 为改善开洞砌体墙片的抗震性能, 以及对砌体结构进行加固提供合理科学的参考依据。
1开窗洞墙片模型的设计制作
该文采用的模型是将北川电信局职工住宅楼底层开窗洞的纵墙经过1/5缩尺而得, 经过缩尺后的墙片尺寸如图1所示。墙片两端和中间各设置一根尺寸为48 mm×48 mm的构造柱, 纵筋为4Φ4, 箍筋为Φ1.5@40;模型配制的混凝土为C20;底座采用的混凝土强度等级C20, 钢筋等级Q235。为减少试验中偶然性误差和个体差异的影响, 3片墙片平行布置并通过现浇混凝土楼板相连建立模型, 其中A墙片位于南侧, B墙片位于中间, C墙片位于北侧。
2模型材料力学性能
该模型采用的砌块材料为小型混凝土砌块, 该砌块采用质量配合比1∶4 (水泥∶砂) 的水泥砂浆制作而成, 其尺寸是依据标准砌块按照1/4相似比缩尺所得。标准砌块的尺寸为390 mm*190 mm*190 mm, 缩尺后模型所用的砌块尺寸为98 mm*48 mm*48 mm, 芯孔尺寸为35 mm*30 mm*48 mm, 孔洞率为45%。为了模拟原型结构实体墙, 该模型采用质量配合比为1∶5 (水泥∶砂) 的水泥砂浆将小型混凝土砌块的芯孔填实;砌筑砂浆的质量配合比为1∶4∶1 (水泥∶砂∶水) ;楼板和构造柱采用的C20的质量配合比为1∶1.3∶3.1 (水泥∶砂∶石子) 。依据文献[2-5], 我们分别进行混凝土空心砌块抗压强度试验、灌孔砂浆立方体抗压强度试验、砌筑砂浆立方体抗压强度、混凝土立方体抗压强度试验和砌体试件抗压强度试验, 试验结果见表1, 依据试验结果, 混凝土砌块抗压强度为4.4 MPa;灌孔砂浆的立方体抗压强度为3.5 MPa;砌筑砂浆的立方体抗压强度为4.0 MPa;混凝土的立方体抗压强度为12.7 MPa;其中砂浆立方体试件抗压强度是以3个试件测值的算术平均值的1.3倍 (f2) 作为该组试件的抗压强度平均值 (精确至0.1 MPa) 。
3试验方案
3.1试验加载装置和数据采集设备
该套试验加载装置主要包括水平作动器、反力架、传力钢架、工字钢梁、配重块等设备。为了保证竖向荷载的稳定连续性, 模型通过施加配重块模拟竖向荷载;模型的水平荷载通过作动器控制, 并通过传力钢架传递到模型楼板处。作动器的一端通过螺栓紧密连接到反力架上一工字钢梁上的连接板, 另一端则通过螺栓紧密连接到传力钢架的连接板。工字钢的中部设有一个SW-10型拉线位移计, 方便校核水平荷载。模型的实际加载系统如图2所示。
该次试验的数据采集设备包括CS-1A型动态电阻应变仪、 CDSP数据采集仪、DH5902动态电阻应变仪、Kyowa-611b和Kyowa-711b型动态应变仪、SW-10型拉线位移计、Kyowa DT- 10百分表等, 数据采集仪的灵敏度见表2。墙片位移采用SW-10相对位移传感器测定, 并辅以百分表实时监控墙体的位移变形;应变数据由动态应变仪采集。
3.2试验加载方案
3.2.1竖向荷载
为了使模型与原结构具有相同的轴压比, 通过施加配重块模拟原型结构的上部5层荷载。依据设计图纸对原型结构的质量得知, 开窗洞墙片的人工质量实际加载9 t。
3.2.2水平荷载
由于试验设备的限制, 此次试验水平荷载加载程序采用位移控制方法, 在墙片开裂前, 先施加与预估开裂荷载的40%~60%相对应的位移。墙体开裂后, 取开裂时的最大位移值的3倍为级差进行控制加载, 并重复3次。
3.3试验量测方案
模型的楼板的刚度远大于墙体的刚度, 可以认为楼板为刚体, 墙体顶端的位移等于楼板的位移。在试验载荷较小时, 在楼板远离施力端处布置2个精度较高的Kyowa DT-10百分表, 同时在楼板纵向中线布置一个拉线位移计作为校核, 在作动器中线延长线上工字钢处布置一个拉线位移计测量工字钢的变形, 用以校核水平荷载。在试验载荷较大时, 撤除Kyowa DT-10百分表, 在Kyowa DT-10百分表处布置2个SW-1相对位移传感器。
4试验结果及其分析
4.1墙片破坏形态分析
4.1.1南侧墙片A破坏分析
墙片最早在洞口角部出现阶梯型的裂缝, 随着水平推力的增加, 裂缝沿墙片向构造柱两端扩展, 直至裂缝沿对角线方向贯通; 由于洞口上部水平灰缝提供的摩擦力不足, 导致墙体出现了水平裂缝 (图3所示) 。
4.1.2中部墙片B破坏分析
中部墙片最初也是在洞口角部出现阶梯型裂缝, 然后向构造柱两端发展;随着荷载的增加, 洞口高度范围内的墙肢被剪断, 构造柱被贯穿。但是与南侧墙片不同的是, 由于其负担的荷载更大, 使其压应力也更大, 墙片产生裂缝后发展速度更迅速, 宽度也更大, 破坏更严重, 洞口高度范围内的墙肢的剪切破坏表现得更加明显, 其破坏形态见图4。
4.1.3北侧墙片C破坏分析
从图5墙体裂缝的分布可以看出, 墙体出现贯穿于墙体构造柱的X形裂缝, 裂缝较小;中部构造柱起到了销键的作用, 很好地限制了裂缝的发展;墙体窗口四角皆出现沿对角线开展的斜向阶梯形裂缝, 裂缝较大, 具有一定的延性破坏的特征。
综上所述, 我们可知, 该开洞砌体在水平荷载作用下, 3面墙片的受力情况不尽相同, 中间墙片受力情况较两侧墙片受力更大, 破坏更严重;构造柱能发挥销键的作用, 阻碍裂缝的开展和延伸, 对砌体有进行有效地约束, 增强了砌体结构的整体刚度, 提高墙体的抗剪强度。
4.2墙片应变结果分析
通过在墙片不同位置设置应变片可以得到墙体的应变场, 从而反映出各个区域在加载过程中墙片的变形信息, 该文选取破坏最严重的洞口高度范围内的墙肢处的应变片数据进行了分析 (A/ B/C墙片分别为:外侧墙片/中间墙片/内侧墙片) 。
4.2.1同一墙片上3墙段等高处应变对比
3#、5#、7#应变片设置在墙片A洞口高度范围内的3段墙肢的1/2洞口高度处, 12#、14#、16#应变片设置在墙片B洞口两侧墙段的1/2洞口高度处, 21#、23#、25#应变片设置在墙片C洞口两侧墙段的1/2洞口高度处, 以采集墙段的应变信息。各应变片方向相同, 均与水平线呈45°夹角。同一墙体中两个窗洞之间的墙肢比窗洞边墙肢的应变大;由于轴压比较大, 相比其他两道墙体A、C发生的应变, 中间墙片B破坏时其发生的应变小 (见图6~8) 。
4.2.2不同墙片相同位置处应变比较
选取A、B、C3片墙体的右侧墙肢上的应变片数据进行对比分析, 该位置处的墙肢在试验过程中出现剪切斜裂缝, 选取前2 000 s采集的数据进行分析, 且在加载全过程中, 由于墙片A的#3应变数据异常, 因此仅对比#12和#21应变片数据。两应变片在100 s、 150 s、200 s、300 s、350 s、400 s及600 s和1 000 s等加载时刻应变数值分别为:#12应变10με、25με、40με、90με、105με、 106με、117με、118με, 其应变增量△μ=118με;#21应变0με、20με、35με、47με、46με、44με、62με、71με, 应变增量△μ=71με。由两应变增量可见, 在试验加载初期墙片B承担更多的水平力, 这一结论得到了试验现象的验证, 在试验过程中B墙片的中间墙段最早出现对角斜裂缝, 随后墙片A、C的相应位置出现相似的裂缝 (图9) 。
4.3滞回曲线
滞回曲线是结构在反复荷载作用下的荷载-变形曲线, 综合反映了结构的变形能力, 耗能能力和结构刚度退化等力学性能。 此次试验3道墙体的滞回曲线见图10。
在开裂前滞回环狭长且其滞回面积小, 砌体处于弹性工作阶段, 开裂后砌体位移逐渐增大, 滞回环面积逐渐增大, 滞回环呈梭形。达到极限荷载后滞回环面积继续增大, 滞回环由梭形逐渐过渡到矩形, 卸载后的残余变形 (荷载为零时) [6]也较小, 显示出较好的恢复性能。
4.4骨架曲线
骨架曲线是荷载变形曲线中各加载级的峰值点依次相连而得到的包络线。它反映了最大荷载的轨迹, 结构不同阶段受力和变形的特点, 是确定恢复力模型中力学特征点的重要依据。墙片模型的开裂位移、开裂荷载、屈服位移、屈服荷载、最大承载力及极限位移见表3, 骨架曲线见图11。
数据显示, 在墙体开裂之前, 骨架曲线趋向于一条直线, 墙片的开裂位移比较小;其后墙片的刚度减小, 位移进一步增大, 在达到最大承载力后曲线经历一段水平阶段再向位移轴弯曲, 最后达到极限位移而破坏, 表现出了一定的塑形变形特点。
4.5延性系数
延性系数是结构极限位移Xu与屈服位移Xy之比。延性系数越大, 表明结构可以发生的塑性变形越大, 可以吸收更大的能量。延性系数计算如下所示。
μ=△u/△y=8.9/1.1=8.1
5结语
该文通过对3组不同开洞形式的砌体墙片进行低周反复荷载作用下的恢复力试验研究及试验结果分析, 得到如下结论。
(1) 开窗洞口高度范围内的墙肢易发生剪切破坏, 在结构设计中应引起足够的重视, 加强其抗剪强度。
(2) 洞角处应力集中, 墙体容易在此处出现阶梯型裂缝, 若想提高砌体的开裂荷载应在洞角处加强构造措施。
(3) 竖向正应力对砌体的破坏形态和承载力有重要影响。
摘要：为了研究开窗洞砌体墙片的抗震性能, 该文依据北川电信局职工住宅楼底层开窗洞的纵墙设计了一组开窗洞的墙片, 通过现浇楼板把3片平行布置的墙片连接到一起建立模型。在楼板上施加配重模拟上部5层荷载, 使其与原型结构具有相同的轴压比。在墙片的一端施加低周水平反复荷载进行拟静力试验。获得开窗洞墙片在分级水平荷载作用下的破坏形态和抗力特性, 并提炼了反映墙片本构关系的骨架曲线。研究结果表明:开窗洞口高度范围内的墙肢易发生剪切破坏, 在结构设计中应引起足够的重视, 加强其抗剪强度;洞角处应力集中, 墙体容易在此处出现阶梯型裂缝, 若想提高砌体的开裂荷载应在洞角处加强构造措施;竖向正应力对砌体的破坏形态和承载力有重要影响。
关键词：拟静力试验,抗剪强度,骨架曲线,剪切破坏
参考文献
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拟静力试验 篇2
As shown in fig.1,the brace was connected to the rectangular chord member through the longitudinal gusset plate.The lower surface of the chord was fixed and the brace was axially loaded.Due to damage accu-mulation,cracks appeared and propagated in the chord connecting face,which led to the performance degradation and failure of connections.Thus crack propagation needs to be considered in the numerical simulation of the quasi-static tests.Many damage evolution models have been proposed to analyze damage accumulation,crack initiation and crack extension[7,8,9].Simplified Lemaitre’s damage model is adopted to introduce damage evolution into an associative von Mises plasticity model considering mixed hardening,and compiled into an ANSYS user subroutine by authors.The quasi-static tests of longitudinal plate-to-RHS connections are simulated using the user-defined material model。
1 Experiment overview
1.1 Test specimens
Cold formed RHS members were used.The welds between the plates and RHS members were made as fillet welds by gas shielded welding using ER50-6 welding wire.As shown in fig.1,the end of the brace member was slotted,and connected to the gusset plate through welds along the slots.Two 16-mm-thick plates were welded to the free end of brace member and the lower surface of chord member to facilitate the constraint and loading.Detailed dimensions around the gusset plate are shown in fig.2.The section dimensions of the brace and chord are respectively 60 mm×60 mm×2.77 mm(bz×hz×tz)and 150 mm×100 mm×3.52 mm(b0×h0×t0).Other geometrical dimensions shown in fig.1 and fig.2 were measured and listed in table 1.After welding,specimens were stress-relief annealed.Measured material properties are listed in table 2.
1.2 Test setup and instrumentation arrangement
The tests were carried out on a self-balance rig,as shown in fig.3.The lower surface of the chord was fixed to the self-balance rig.A hydraulic jack was used to apply cyclic load.Axial force of the brace was recorded through a load cell.As shown in fig.4,two linearly varying displacement transducers(LVDTs)were arranged at points D5 and D6 to measure the displacement of the loading end.Four L-shape steel sheets were glued to the edges of gusset plate near the chord surface.For Y-1,four LVDTs were arranged at points A1,A2,D3 and D4.For Y-2,four LVDTs were arranged at points A1—A4 in the cantilever legs of the steel sheets.It was found from FE calculation that displacements perpendicular to the chord uppersurface at A1,A2,A3,A4 were good approximations to the values at D1,D2,D3,D4 respectively,so the displacements of the chord connecting face at D1—D4could also be obtained by LVDTs located at A1—A4.
2Constitutive model considering damage e-volution
2.1 Plastic model
The von Mises yield criterion with associated flow rule and linear mixed hardening are adopted.The hardening modulus is expressed as
where E and Etare the elastic modulus and the tangent modulus,respectively.Prager’s back stress evolution rule is used to account for the Bauschinger effect.The back stress increment is defined as
where dεpijand M are the plastic strain increment and the mixed hardening parameter,respectively.Constant M ranges between 0,for pure kinematic hardening,and 1,for pure isotropic hardening.In this paper,M is assigned 0.2.
yield criterion is expressed as
where Sσand fy0are the deviatoric stress and the initial yield stress,respectively,k=hεpeqM andεpeqis the equivalent plastic strain.The equivalent stress is de-fined as.The yield criterion can thus be written as
The fully implicit integration scheme known as Euler backward difference,which ensures first-order accuracy and unconditional stability,and the consistent tangent operator were used for constitutive integ-ration[10,11]
2.2 Evolution and influence of damage
Uncoupled analysis of damage and plasticity evolution is adopted,which means stress and strain values are first calculated without considering damage variation.Then the damage value is updated by substituting the calculated stress and strain values into the damage evolution equation.New damage value is used to calculate stress and strain values in the next incremental step.
Assuming the damage of steel is isotropic,Lemaitre’s scalar damage model is adopted[7,8]:
In the above equation,εpeq Dis the damage threshold.H is a step function.Ifεpeq<εpeq D,H equals 0,and ifεpeq≥εpeq D,H equals 1.Y is the strain energy density release rate.S and s are the damage strength and the damage exponent respectively,which are material damage parameters.εpeq Dis assigned 0 in this paper,which leads to
At each material point,considering cracks along all directions to be open or close if the hydrostatic stress is positive or negative,Lemaitre’s quasi unilateral conditions are simplified to take the crack closure effect into account.Crack closure parameterξis introduced into the calculation of Y,which leads to
whereυis Poisson’s ratio andσH=σii/3.IfσHispositive,ξequals 1;or ifσHis negative,ξis assigned0.2 as suggested by Lemaitre[7].
According to the strain equivalence hypothesis,material parameters including the elastic modulus,the tangent modulus and the initial yield stress are reduced to consider the influence of damage:
where ED,Et Dand fy0Dare the elastic modulus,the tangent modulus and the initial yield stress of damaged material,respectively.
3 Simulation of quasi-static tests
3.1 FE model
Finite element model of typical plate-to-RHS connection is shown in fig.5.Due to symmetry,half of the specimen was modeled.In the tests,cracks appeared on the chord upper surface and expanded along the welds connecting the plate and chord.Thus finer grids were generated in the damage concentrating regions.As depicted in fig.5,the FE model consists of end plate(zone A),brace(zone B),welds connecting the brace and gusset plate(zone C1 and C2),gusset plate(zone D),welds connecting the chord and gusset plate(zone E)and chord(zone F).For zone E,F and the portion of gusset plate enclosed by zone E,20-node elements(solid186)were used,while 8-node elements(solid185)were used for other zones.Numbers of elements in FE models are listed in table3.The height of zone E was assignedhfc[table 1].
The bottom plate of the chord was not modeled,and nodes in the positions corresponding to the welds between the bottom plate and chord were fixed.Symmetrical constraints were applied to the nodes in symmetry planes.Loads were applied to the nodes on the top surface of the end plate of the brace,which were constrained so that they could only move along the brace axis.
The material model considering damage evolution was implemented in the finite element code ANSYS through a user subroutine.All cracks appeared in chord members in the tests.So the user defined material model USERMAT was used only for the chord material.Bilinear kinematic hardening model was used for materials of the end plate,the brace and the gusset plate.The elastic-perfectly plastic model was used for the weld metal.
Material properties of the end plate and weld,and material damage parameters of the chord are listed in table 4.Tensile test of the weld metal was not carried out.Therefore the yield strength of the weld material was assigned 420 MPa,according to the provision for the ER 50-6 welding wire in the Chinese national standard GB/T 8110—1995.Material damage was limited in the range 0—0.98 to reduce the convergence difficulty caused by excessive element distortion.
3.2 Comparisons between FE and test results
The hysteretic curves obtained from FEA(finite element analysis)and the tests are shown in fig.6.For the FEA curve,the brace axial force was plotted against the mean value of the displacements perpendicular to the chord connecting face at points A1—A4.For the experimental curve,the brace axial force was plotted against the mean value of the readings from the four LVDTs located near the gusset plate.For Y-1,horizontal ordinate of the experimental curve is the mean value of the readings from LVDTs located at points A1,A2,D3 and D4.At the later stage of the test,the crack evolution disturbed readings of LVDTs at D3 and D4.Thus the FEA curve of Y-1 deviates from the experimental curve obviously under large displacements,as depicted in fig.6(a).For Y-2,the FEA curve coincides with the experimental curve well(fig.6(b)).
4 Conclusions
Quasi-static tests on two longitudinal plate-to-RHS connections were carried out.In the tests,cracks appeared on chord connecting faces,and extended along welds connecting gusset plates and chords,which led to the performance degradation and failure of connections.For simulating the tests accurately,elasto-plastic material model considering damage evolution and mixed hardening has been established.Bi-linear mixed hardening rule and simplified Lemaitre’s damage model were adopted.At each material point,cracks along all directions were assumed to be in the same condition of opening or closing.If the hydrostatic stress was positive,the crack opened.Otherwise,the crack closed.Through a user subroutine,the material model presented in this paper has been incorporated into ANSYS program.The quasi-static tests of longitudinal plate-toRHS connections were simulated,hysteretic curves from FE analysis agreed well with the experimental curves.
参考文献
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薄璧空心高墩拟静力实验研究分析 篇3
1 实验模型制作及加载
1.1 桥墩模型制作
试验模型按相似比原理制作,桥墩纵筋采用HRB335级钢筋,沿墩身截面等距布置,墩身配筋率0.75%,纵筋加密区3m。墩顶竖向施加的集中荷载主要包括:墩身自重、梁部重量以及二期恒载,墩顶竖向荷载取为878kN。墩顶竖向荷载已经包括了相似模型中混凝土容重不足的部分。构造尺寸见图1和图2。
1.2 试验加载
本试验所采用的加载设备是计算机控制的电液伺服式加载系统,该系统最大加载能力1000kN,最大行程为±200mm。整个试验加载系统共由两部分组成:
1)控制加载系统及加载制度
拟静力试验加载作用常被近似的按三角形分布在构件上,在非线性地震反应分析中,常需要通过试验建立简化的恢复力模型[2]。本次试验采用力-位移混合控制加载,即先是力控制加载,然后改用位移控制加载的加载制度。
2)测试及采集系统
本试验主要采集的数据包括:墩顶位移、承台位移、承台转角及墩顶横向荷载。墩顶和承台位移分别由量程为200mm和100mm的电阻应变式位移传感器进行测试。承台转角通过安装电阻应变式倾角仪来测试。墩顶横向荷载由500kN拉、压力传感器测试。在钢筋上贴应变计,在墩身外面布置位移计进行观测,所有数据均由DH3817动态应变采集仪采集。所有测试用传感器都进行了标定,以保证测试数据的正确性。
2 模型试验过程及结果
2.1 试验加载及现象描述
各种仪器就位后,在模型墩顶先由竖向千斤顶一次施加恒定轴向力至预定值878kN,然后进行水平推力的逐级加载。分级施加往复水平荷载或者位移,其中横向力及作用位置的横向位移由电液伺服式试验系统记录。试件的水平加载制度开始为力控制加载,然后改用位移控制加载。
模型墩墩底出现第一条裂缝后,墩底预设的塑性铰区部分进入塑形状态,随之裂缝逐渐增多,并逐渐向墩身顶部发展,并且伴有大量的横向裂缝之间的贯通,横向裂缝间距大多为10cm左右,裂缝间距相差不大。
在试验结束后,通过获得的数据和破坏现象研究结构的强度、抗裂度、变形能力、耗能能力、刚度以及破坏机制等,而这些都和骨架曲线及滞回环有关。在结构静力试验中,输入的是周期性的侧向力,通过系统(结构)输出的是周期性的位移,从而得到力-位移滞回曲线。
2.2 模型滞回曲线及骨架曲线
由于篇幅所限,本文只列举出一个桥墩模型的数据。(系列1-表示第一次循环加载;系列2-表示第二次循环加载;系列3-表示第三次循环加载)。如图3,图4,图5,图6,图7,图8所示。
试验模型典型力控制加载力一位移滞回曲线,位移控制加载力一位移滞回曲线,(系列1-表示第一次循环加载;系列2-表示第二次循环加载;系列3-表示第三次循环加载)。
表1中列出了三个试验模型的加载试验结果,可以看到模型墩的开裂弯矩以及开裂位移都很小,当加载到模型墩的钢筋屈服时,试验数据表明三个模型墩的屈服弯矩相差不大,极限位移彼此相差不大,这是因为三个桥墩钢筋屈服后开裂截面混凝土咬合出现差异所致。
3 试验结果分析
3.1 模型的滞回环分析
对于钢筋混凝土构件,滞回环的形状有梭形、弓形、反S型、Z型。其中反S型表示了结构在试验过程中,钢筋和混凝土有着一定的滑移现象发生;弓形滞回环呈现一定得“捏缩”效应;梭形滞回环则是反应了结构的弯曲破坏模式[3]。从图3、图4、图5、图6、图7、图8,可以看出模型的滞回环如图9所示。
3.2 空心高墩破坏机理
通过对滞回环、滞回曲线、骨架曲线的分析可以看出空心高墩的破坏机理如下:
1)通过三个模型桥墩的拟静力加载试验研究,空心高墩在低周反复荷载作用下的破坏模式一般呈弯曲破坏模式,空心高墩一般在发生弯曲破坏时具有比较良好的变形能力,由于塑性铰的形成,有利于结构的耗能,并减轻作用力对结构的强度,所以这种破坏形式可以避免使桥梁结构发生倒塌破坏。
2)从图3、图4、图5、图6、图7、图8还可以看到三个模型的骨架曲线、滞回曲线关于原点不对称,这是因为墩身出现裂缝后,加载的两个方向裂缝处骨料咬合力不对称造成的,在反向加载时,构件本身受到混凝土开裂,受压及钢材包辛格效应的影响导致反向加载的刚度不同于正向加载。滞回曲线总体上呈滑移及捏缩三线性模型。
3)从三个模型的墩顶力-位移滞回骨架曲线图可以看出,伴随着水平作用力的逐渐加大,结构整体的刚度呈逐渐下降的趋势,而且加载的位移值越大,刚度下降越明显。主要原因是由于随着加载的进行,混凝土开裂,墩身截面抵抗惯性矩逐渐减小,钢筋屈服,结构刚度逐渐退化,直至桥墩失去承载作用。
3.3 空心高墩耗能能力
在现代工程抗震中,经常用等效粘滞阻尼系数大小作为一个方面来判别结构在抗震中的耗能能力[4]。等效粘滞阻尼系数he,一方面可以作为附加阻尼来考虑桥墩的耗能作用,用于结构的线性地震反应分析,以估计墩身及上部结构的地震反应。另一方面,可以从结构耗能角度,初步评估结构的抗震能力[5]。
由于本次试验采用电液伺服加载系统手动加载,有的荷载增量由于液压不稳,就会在滞回环上产生波动,这样可能会给计算等效粘滞阻尼系数hg带来较大误差。等效粘滞阻尼系数hg的计算见表2、表3和表4,其中表中力指加载控制力,单位为kN。
通过表2、表3和表4可以得到粘滞阻尼系数和墩顶水平力的曲线关系如图10,从图中可以看出,等效粘滞阻尼系数随墩顶的水平力增大首先增大;随后等效粘滞阻尼系数开始随着墩顶的水平力的增大而减小。从能量的观点来说,这时候模型吸收的能量在减小,滞回曲线的包络面积在减小,所以等效粘滞阻尼系数在减小[6]。
4 结语
本文通过三个模型桥墩的试验加载情况、试验结果的分析,取得了墩顶水平荷载-位移关系反复加载的滞回曲线和骨架曲线,可以得到以下结论:
1)对于薄璧空心高墩,从三个桥墩试验的滞回曲线模型来看,总体上程滑移及捏缩三线性模型、滞回曲线、骨架曲线关于原点不对称,这是因为墩身出现裂缝后,加载的两个方向裂缝处骨料咬合力不对称,在反向加载时，构件本身受到混凝土开裂、受压及钢材包辛格效应的影响导致反向加载的刚度不同于正向加载。
2)通过三个模型桥墩的拟静力加载试验研究，空心高墩在水平地震作用力下的破坏模式一般呈弯曲破坏模式，空心高敏一般在发生弯曲破坏时具有比较良好的变形能力，由于塑性较的形成，有利于结构的耗能，并减轻作勸对结构的强度，所以这种破坏形式可以避免使桥梁结构发生倒塌破坏。
3)通过分析粘滞阻尼系数和撤顶水平力的曲线关系可以看出，等效粘滞阻尼系数随墩顶的水平力增大首先增大；随后等效粘滞阻尼系数开始随着墩顶的水平力的增大而减小。从能量的观点来说，这时候模型吸收的能量在减小，滞回曲线的包络面积在减小，所以等效粘滞阻尼系数在减小。
摘要：本文通过三个空心薄璧桥墩模型的拟静力加载实验,研究了空心高墩在低周反复荷载作用下的破坏机理,滞回特性,能量耗散。通过分析模型的滞回曲线,骨架曲线,粘滞阻尼系数,得出了空心薄璧桥墩在地震作用下一般呈弯曲破坏的破坏机理,耗能能力较好。
关键词：薄璧空心高墩,耗能,滞回曲线,拟静力
参考文献
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新型组合试验件复合静力试验方法 篇4
在载荷和边界条件模拟方面,单一试验件单项静力载荷试验有天然的缺陷,其在使用经典力学计算试验载荷时,一般会采用多种简化和假设、尽量减少未知量的方法。这种方法很难满足载荷和边界条件与真实飞行情况基本一致的试验要求。为了提高火箭发动机结构静力试验载荷和边界条件模拟的真实性,提高火箭发动机的结构静力试验的集成化和系统化,本文提出了一种采用组合试验件复合静力载荷试验方法。火箭发动机在进行结构静力试验时,可同时调取其他弹体部件,比如舱段、尾翼等组成组合试验件进行联合试验。试验载荷可复合多类型试验载荷,比如外载荷、内压和外压等,试验效率和试验指导性均有很大的提高。
1 试验系统和原理
1.1 试验系统
并行式试验加载系统主要包括多通道协调加载系统,内、外压加载系统,各子系统彼此独立,试验时并行控制。
1.1.1 多通道协调加载系统
多通道协调加载系统是一套由计算机控制的多缸电液比例伺服系统。计算机通过控制电路启动液压系统电机向系统加压,通过阀体控制每个通道上的作动筒动作,施加载荷至试件上。每个通道的加载状态由力传感器测量,并反馈给计算机,以实现系统的闭环控制。
1.1.2 内、外压加载系统
在结构静力试验中,在无特殊要求的一般性内、外压试验中,均以水为加载介质,其他介质有油、气等。由于要求的工作压力和流量差别比较大,对水压加载设备的要求也不同,所以,水压加载系统一般由加压水泵、操作台和排水泵组成。
1.2 试验原理和方法
组合试验件复合静力载荷试验采用的是一种新型的复合型试验思路,将原有结构静力试验采用的以单个试验件单项静力载荷试验为基本试验单元的试验方法扩展至以组合试验件复合载荷试验为基本试验单元进行试验。试验时,将原有分离的单独试验件按总装要求组装成试验组件,并按加载时序要求并行施加复合载荷。复合载荷可由外载荷、内外压载荷组合,复合载荷由单独试验加载子系统并行控制。
试验时,固定工装为试验组件提供可靠的承力基础和加载空间,试验组件各组成件分别由水压系统控制加载内外压载荷,由多通道协调加载系统控制经边界模拟工装控制加载外载荷。2个加载系统同时加载,同时到达目标载荷。试验数据由多参量数据采集系统统一采集并记录、分析。
2 组合试验件复合静力试验方法
2.1 试验装配
壳体前接头与前堵盖装配,后接头与后堵盖装配,在过渡段内安装发动机壳体,在既定位置安装过渡段固定工装,并在固定工装上安装过渡段和装配体,用于连接注水管和各类传感器。同时,还要安装轴压试验工装和消除自重工装,连接液压系统并调试。试验装配如图1所示。
2.2 试验测试
在发动机和过渡架上布置应变,本文采用20个单向应变分析产品受载状态。具体的应变片原理是,受载时内部电阻丝产生不同电阻,通过变化来测试应变值的变化。
2.3 试验加载
在壳体小端进水并打压,在壳体大端加载轴向载荷,按照载荷要求加载。
2.4 试验结果和分析
在整个试验过程中,联合试验的试验件没有出现异常现象,也没有发出声响。试验结束后,卸载检查试验件外观无异常,试验结果如表1所示,试验应变趋势如图2所示。
从表1所示的应变数据中可以看出,随着载荷的增大,应变数据也相应增大,但是,最大应变未超过3 000με,理论上复合材料20 000με破坏,所以,发动机整体性能稳定,加载均匀性比较好。
3 结论
目前,该试验方法在试验室内的应用尚属于初步应用阶段,仅限于两件产品组合和2种载荷复合,未来可向多件产品组合和多种载荷复合的方向发展,发展的动力和需求旺盛。综上所述,本文提出的新型组合试验件复合静力载荷试验方法具有很好的应用前景。在日后的工作中,要主要注意以下几点:①现今,传统单向试验无法满足日益进步的考核要求,需加大对复合载荷的投入和研究;②复合载荷更加贴近产品实际受载情况,其结果具有重要的参考意义;③复合载荷试验方法具有很强的适用性,发动机实际工作状态必然是多种载荷联合作用;④复合载荷试验可减少试验项目,更加精确的验证发动机的承载能力。
4 试验启示
组合试验件复合静力载荷试验方法实现了对复合载荷之间、对试验件强度的交叉影响和产品与产品之间强度的交叉影响的考核。本文提出的试验方法打破了以往验证性试验的传统格局,以往静力载荷试验只能进行单件单载荷因子验证,无法考核产品与产品之间、各载荷之间对试验件强度的交叉影响,组合试验件复合静力载荷试验方法不仅实现了验证复合载荷之间对试验件强度的交叉影响,还实现了验证产品与产品之间强度的交叉影响,对产品的研发和改进有更加重要的指导意义。
组合试验件复合静力载荷试验方法的试验载荷和边界条件更接近产品的真实工作情况。以往的试验载荷和边界条件经过一系列的简化后,产品的试验状态与产品真实工作状态有不可忽视的差异,组合试验件复合静力载荷试验方法可以尽可能地复原以往试验中被简化的试验载荷和边界条件,试验的模拟度更高、指导性更强。
组合试验件复合静力载荷试验方法系统化、集成化更高。它不同于以往常规结构静力试验,组合试验件复合静力载荷试验方法采用了多系统并行协同工作,解决了多系统工作的时序控制难题,大力推动静力结构试验向更高的系统化、集成化迈进。
组合试验件复合静力载荷试验方法大大降低了试验成本。以往对单个试验件要分别进行多项单载荷静力结构试验才能达到考核目标,而本文提出的试验方法可以在一次试验中同时完成组合产品在多种载荷下的考核,在实现考核目标的同时试验量大为减少,极大地压缩了试验周期,降低了试验成本。
组合试验件复合静力载荷试验方法属于新型的试验方法,试验集成度高、系统性强。该类试验在结构静力试验领域属于技术集约型试验项目,多种载荷复合试验难度大,试验时,必须考虑到载荷之间的干涉和约束情况。这种试验方式主要验证了多种载荷互相作用下的壳体承载能力,更加贴近壳体实际受载情况,可测得多种载荷对发动机的影响。
摘要：主要介绍了组合试验件复合载荷试验方法及其启示。这种方法不仅实现了验证复合载荷之间对试验件强度的交叉影响和产品与产品之间强度的交叉影响,提高了火箭发动机结构静力试验载荷和边界条件模拟的真实性,同时,还调用整合了多个独立的试验系统协同工作,并解决了多系统工作的时序控制难题,推动了静力结构试验的系统化、集成化,在很大程度上缩短了试验周期,降低了试验成本。
关键词：组合试验件,水压联合,协同试验,内压加载
参考文献
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轨道PC梁静力荷载试验研究 篇5
1 工程概况
受检直线轨道PC梁,梁长22.00 m,梁高1.50 m,梁宽0.85 m,两端及中间均设有横隔板,梁体截面采用空心工字型截面,梁体采用C60预应力混凝土结构。试验前,通过现场设计制作墩台模拟实梁支座预埋构造和安装工艺,使梁体处于运营阶段的简支状态。试验过程中,将静止的试验荷载作用于梁体上的指定位置,以便能够测试出梁体的静挠度、静应变以及开裂情况等,从而评判梁体结构在试验荷载作用下的结构受力性能和承载能力。本工程以液压千斤顶施力反力架的方式来模拟PC梁运营荷载,以此达到试验目的。
2 试验加载设计
根据22 m直线轨道PC梁跨中截面最大设计弯距和轨道车辆荷载类型,结合试验加载设备的条件,确定试验加载为4点加载,遵照弯距等效的原则确定试验的荷载大小。加载布置如图1所示。
试验采用满员时荷载,轴重110 kN。试验荷载模拟跨中实际的最大活载弯距Mh和跨中实际二期恒载弯距Md。跨中最大设计活载弯距(含冲击系数)为Mh=2 220.1 kN·m;二期恒载在跨中产生的最大弯距Md=138.1 kN·m。根据图1所示的加载布置,每个加载点试验荷载为:P=(Mh+Md)/16.235=145.3 kN,其中系数16.235为4个加载点试验荷载对跨中弯距的影响线之和。试验荷载效率系数取为1.0。
3 测点布置
试验主要测试PC梁在给定荷载作用下各控制截面的应变和挠度。应力应变纵向测点布置在L/4、L/2、3L/4三个断面见图2,横向应力应变测点则布置在测试断面两侧混凝土表面的上、下缘,每个测试断面4个应力应变测点,共计12个应变测点。挠度测点则布置在L/4、L/2、3L/4以及两端支座截面的梁底。
4 试验结果与分析
4.1应力测试结果
在设计荷载作用下,通过对测试数据成果分类整理,测试PC梁体各测试截面应力应变。具体测试数据见表1。
注:C60混凝土弹性模量取E=3.65×104 MPa,表中应力值 “+”表示受拉,“-”表示受压。
从测试截面的应力分布图2可以看出,应力随荷载的增加呈线性变化,其截面应变基本符合平截面的假定。
4.2挠度测试结果
在设计荷载作用下,测试试验荷载下的各挠度测点的数值,梁体挠度实测值为扣除支座变形沉降值后的净挠度值。通过对测试数据成果分类整理,测试梁体各测试截面挠度如表2所示。
根据该PC梁的挠度测试数据,试验荷载作用下,荷载—挠度曲线数据如图3所示。
4.3裂缝测试结果
试验过程中,试验轨道PC梁体控制截面附近未发现裂缝。
4.4试验结果分析
按照“《预应力混凝土铁路桥简支梁静载弯曲试验方法及评定标准》TBT/T2092-2003”中对荷载试验的要求,同时参照“《大跨径混凝土桥梁的试验方法》YC-4/1982”中的相关规定,对试验轨道PC梁的测试结果进行相关分析、评判。
1)试验荷载作用下,控制截面实测最大挠度增量为向下8.48 mm,小于相应的理论检算值13.66 mm;最大挠跨比为L/2 594,挠跨比满足规范要求。各测点的挠度校验系数η均小于1.0,表明试验PC梁体结构刚度满足规范和设计要求;
2)试验荷载作用下,控制截面实测最大拉应力增量为6.27 MPa;最大压应力增量为-6.18 MPa,均小于相应的理论检算值;各测点的应力校验系数η值均小于1.0,表明试验PC梁体结构抗弯强度满足规范和设计要求;
3)试验过程中,试验PC梁体控制截面附近无裂缝产生,表明PC梁的抗裂性能良好;
4)PC梁控制截面实测应力沿梁高变化基本符合平截面的假定;
5)卸载后,PC挠度相对残余变形最大值7.67%,小于《大跨径混凝土桥梁的试验方法》(YC-4/1982)中第3.19.2条规定残余变形量最大值α1=20%,表明PC梁弹性工作性能良好。
5 结束语
本工程中的22 m直线轨道PC梁经历了效率系数为1.0的静力加载,在试验过程中梁体结构未出现异常现象。同时,各项测试结果表明梁体在试验荷载作用下结构刚度、强度、抗裂性均能满足规范和设计要求,可以在设计荷载下正常使用。
摘要：采用单片22m的直线轨道PC梁静载试验为工程背景,对轨道PC梁的试验过程进行详细阐述,评估受检PC梁的承载力,试验结果表明该试验梁体结构承载能力满足设计荷载等级要求,同时该工程所采用的试验方法可为今后同类型工程提供参考。
关键词：轨道PC梁,静力荷载试验,承载能力评定
参考文献
[1]TBT/T2092-2003预应力混凝土铁路桥简支梁静载弯曲试验方法及评定标准[S].北京:中国铁道出版社,2004.
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太原黄土的静力变形特性试验研究 篇6
1 试验方案
试样取自太原,属第四纪晚更新世(Q3)黄土。取土深度6.0 m左右,呈黄褐色,土质均匀,结构松散,用肉眼可以看到垂直柱状大孔隙,各种物理力学指标见表1。采用文献[2]建议的“水膜转移法”和“自然风干法”配置了六种含水量的试样,含水量分别为5%,10%,15%,20%,25%,30%。采用双线法测定黄土的湿陷变形,黄土压缩试验参照GB/T 50123-1999土工试验标准[3]规定的方法进行。
2 试验成果与分析
2.1 黄土的湿陷变形
2.1.1δs—p曲线随含水量变化规律
考察图1曲线族,可以看出δs—p曲线随含水量变化的三个规律:
1)随着含水量的增大,δs—p曲线的峰值明显降低,表现出湿陷变形最大值随含水量增加而减小的趋势。
2)随着含水量的增大,δs—p曲线峰值所对应的压力值p有左移的趋势,它表明,对于同一结构的土,含水量越高,达到湿陷最大值所需的压力值越小。
3)在整个曲线族中,试样的δs—p曲线位置随含水量增大而依次降低,含水量的大小决定了它在曲线族中的位置。 对于同一级压力,含水量越大,δs越小,这种逐渐变化的过程可以认为是连续的。
2.1.2δs—w曲线随压力变化的规律
观察图2曲线族可以发现δs—w曲线随压力变化的两个规律:1)δs—w曲线的变化趋势大致为一条斜率小于零的直线,如图2所示。也就是说在同一压力下湿陷系数δs随含水量的增加而减小,而且在塑限含水量以前减小的趋势(减小了70%以上)要比塑限含水量以后(30%以下)大。2)δs—w曲线的位置随压力的增大而依次递升,在压力为200 kPa以前距离较大,以后距离较小;δs—w曲线形态随压力的减小而越见平滑。
黄土的湿陷现象是由于水和力的共同作用使黄土的微结构丧失稳定造成的。黄土在受水浸湿后,构成黄土结构强度的骨架间的连接(点接触和面胶结)必然会受到削弱,但还没有完全丧失,小压力不足以破坏架空孔隙结构,所以δs刚开始变化很小;当压力超过一定界值时,原有的微结构在水和力的共同作用下破坏,δs开始迅速发展;随着压力的继续增加,压缩变形继续增大,而黄土微结构变化中对湿陷有利和不利的因素达到某种均衡状态,δs开始下降;但由于多孔隙的原结构已被水和力共同破坏,δs最后仍维持一个较大的数值。
原状黄土的起始含水量越高,其吸水势越小,受水浸湿对其结构的影响也越小。表现为随着含水量的增大,δs—p曲线的峰值明显降低,在曲线族的位置下降。
湿陷是水和力的共同作用,黄土受水浸湿后仍残留有一定的强度,只有当力的作用破坏了原有的结构后,湿陷才会发生。如图2所示,当压力为50 kPa曲线接近一条水平线,证明压力很小时,试件几乎没有发生湿陷变形。
2.1.3 湿陷起始压力
湿陷起始压力是指黄土在受水浸湿后开始产生湿陷时的相应压力,从实质上说,应相当于土受水浸湿后的残余结构强度。浸水后,当外界压力在土颗粒间引起剪应力小于土的残余结构强度时,土中只发生压密变形,而没有湿陷变形。工程实践中一般取δs=0.015所对应的压力作为湿陷起始压力值。
从图3中可以看出太原黄土的湿陷起始压力随含水量的增大而增大,Psh—w曲线逼近于线性函数。这一试验结果说明黄土的起始含水量越大,受水浸湿后的残留强度也大。这可能是因为高含水量的黄土原先受到水的影响后,重新调整形成新的微观结构,对水的侵入不太敏感。低含水量的黄土对水的作用敏感的多,水浸湿后原有强度大大降低,结构迅速被破坏。
2.2 黄土的压缩变形
1)压缩曲线随含水量变化的规律。随含水量的增大,压缩曲线的位置依次升高,曲线的直线段斜率增大。在同一级压力下压缩变形随含水量的增大而增大,与湿陷正好相反。2)压缩变形和压力的关系。压缩变形和压力的关系可近似认为是直线关系,其倾斜方向与δs—w相反,随压力的增大,曲线位置依次升高,斜率逐渐变大。对于同一含水量压力越大变形越大。
不同于湿陷变形,压缩变形主要是由于力对土体的作用。用结构学说解释[5]:外荷传递到连接点的应力一般可以分解成切向力(T)和法向力(P)。当T/P的值大于粒间摩擦系数(μ),则颗粒间就产生相对移动。但加荷后连接点的滑移并不是同时发生的,外荷每增加一级就有一些连接点发生移动,但在整个结构体系没有失去稳定之前,这些连接点的破坏和移动只产生少量变形。这是因为移动的颗粒到达新的位置和其他颗粒重新接触,从而增加了颗粒的配位数,使得连接点上的T/P<μ,所以变形逐渐停止,强度也有所发展。继续加荷到变形明显增大,此时黄土结构中的架空孔隙部分被破坏,构成架空孔隙的颗粒填充到架空孔隙的空腔中。如果进一步加荷将使所有架空孔隙都破坏,导致黄土结构的彻底重建(原孔隙结构失稳破坏后又形成较稳定的结构)。此时,即使应力增加的幅度较大,发生失稳破坏的孔隙体积却越来越小,反映在变形曲线上就是应变随应力增长变缓的第三阶段。
同一含水量下,压力越大,移动颗粒数越多,压缩变形越大。
同一级压力下,含水量越大,颗粒间的摩擦系数μ越小,压缩变形越大。
3 结语
从上文的论述中可以看出,含水量不同则黄土的静力变形性质会有很大的不同;随着含水量的增加,湿陷变形量减小而压缩变形量增加。含水量是众多物理指标中比孔隙比、密度更为重要的一个参数。因此,对黄土力学特性的研究应该重视水(起始含水量、浸湿含水量)的作用,以及水与力作用的不同组合路径。在消除湿陷性的地基处理过程中应注意含水量的控制,适当增加含水量,会减小湿陷变形同时土体更容易被压密。
摘要：通过变含水量条件下的室内试验,对太原黄土的静力变形特性进行了研究,得出了随着含水量的增加压缩变形增加而湿陷变形减小的规律,指出在消除湿陷性地基处理过程中应注意含水量的控制,以有效解决黄土地基的变形问题。
关键词：黄土,湿陷变形,含水量,压缩变形
参考文献
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[3]GB/T 50123-1999,土工试验方法标准[S].
[4]沈妤蔚,周金龙.静动法(STATNTAMIC)桩基检测的分析方法[J].山西建筑,2009,35(4):129-130.