荷载分析（共12篇）
荷载分析 篇1
摘要：讨论了结构竖向荷载和水平向屈曲临界荷载的相互影响, 分析了研究竖向荷载作用下结构水平临界荷载计算的必要性, 并给出了其特征屈曲临界荷载计算的具体过程, 通过算例分析, 得到了某一结构竖向荷载和水平向临界荷载的相互关系, 并提出了稳定区的概念及判断实际结构稳定性的具体方法。
关键词：水平荷载,竖向荷载,特征屈曲
建筑结构的稳定性是结构分析和设计的核心问题之一, 临界荷载的确定是稳定分析的主要目标, 通过屈曲分析可得到结构的临界荷载和失稳形态。常把稳定问题分为特征屈曲和非线性屈曲, 本文暂不讨论非线性屈曲, 只考虑特征屈曲问题。许多大型有限元软件都提供了专门的特征屈曲分析模块, 但是不能直接用于实际结构特征屈曲分析。在研究建筑结构特征屈曲临界荷载时, 一般独立研究竖向力或水平力作用下的特征屈曲, 分别得到二者的临界荷载, 将其作为结构设计的控制荷载, 或者同时考虑了两个方向的荷载, 但是事先假定了二者的比例关系, 屈曲分析时二者按比例同时变化, 与工程结构的实际情况不符。实际工程结构, 在考虑水平方向临界荷载时, 竖向荷载已经施加, 且保持不变, 所以在计算水平方向临界荷载时必须考虑竖向恒载的影响。
1 有限单元法分析特征屈曲问题的基本过程
特征屈曲有限元基本方程如下:
([K0]+[Kσ]) {u}={P} (1)
其中, [K0]为线性或小位移刚度矩阵;[Kσ]为初应力刚度矩阵或几何刚度矩阵, [Kσ]随外荷载列阵{P}的变化而变化;{u}为位移列阵。若设{P}是某一参考荷载{P*}与比例因子λ的乘积, 即{P}=λ{P*}, 则[Kσ]=λ[Kσ*], [Kσ*]为{P*}作用下的几何刚度矩阵, 则式 (1) 变为:
([K0]+λ[K*σ]) {u}=λ{P*} (2)
逐渐增加外荷载, 直到:
det ([K0]+λ[Kσ*]) =0 (3)
这时, 结构发生失稳, 此时λcr即为临界荷载因子, 将其与确定参考荷载{P*}时的外荷载相乘, 即可得到结构特征屈曲的临界荷载。
2 考虑相互影响的特征屈曲临界荷载计算
若结构承受两个方向的外力, 在计算某一个方向力的特征屈曲临界荷载时, 需要考虑另一方向荷载对其的影响。例如, 求解水平临界荷载时, 竖向荷载已经在结构中产生初应力, 即式 (3) 中的[Kσ*]同时包含了竖向荷载和水平荷载, 可将其表达为水平荷载引起的[Kσ*]1与竖向荷载引起的[Kσ*]2之和, 即:
[Kσ*]=[Kσ*]1+[Kσ*]2 (4)
若水平荷载增加到λ{P*}, [Kσ*]并不能同步增加, 而是变为:
[Kσ*]=λ[Kσ*]1+[Kσ*]2 (5)
式 (3) 变为:
det ([K0]+[Kσ*]2+λ[Kσ*]1) =0 (6)
可以通过特征值问题得到水平临界荷载因子λcr。
当然, 在一些有限元软件 (如ANSYS) 中, 特征屈曲分析时, 外力的增加是同时同步进行的, 即同时按比例增加水平荷载和竖向荷载, 而实际情况是竖向荷载一直不变, 并不是与水平荷载一起增加的, 所以不能直接用这些软件分析上述问题。可以通过迭代的思想来解决, 具体过程如下:
设竖向力为{V0}, 水平外力为{P}=λ{P*}, 事先给定一个任意的λ1, 用外力组合 (λ1{P*}, {V0}) 作用于结构, 求得临界荷载因子λ2, 再用组合 (λ1λ2{P*}, {V0}) 重新求得临界荷载因子λ3, 重复进行, 直到重新施加外力组合 (λ1λ2…λn{P*}, {V0}) 后的临界荷载因子λn+1与1非常接近 (可以事先设定收敛标准) , 此时说明结构在 ({V0}, λ1λ2…λn{P*}) 下达到临界状态, 则水平荷载临界因子可以直接得到, 即λcr=λ1λ2…λn。
3 算例分析
考虑某框架结构, 见图1。基本计算参数为:设梁、柱截面尺寸均为b=h=0.05 m, 材料弹性模量E=2.06×1011 N/m2。竖向均布荷载值为4.0 kN/m, 按照上述分析过程, 可以求得考虑竖向荷载影响的水平荷载特征屈曲临界值为96.10 kN, 而不计竖向荷载时的水平荷载临界值为105.26 kN, 可见由于竖向荷载的存在, 此框架的水平荷载临界值降低了8.7%, 所以必须考虑竖向荷载的影响。为了进一步研究问题, 可以计算竖向荷载取不同值时水平荷载的临界值, 计算结果见图2。从计算结果可看出, 竖向荷载对水平荷载临界值有明显的影响, 当竖向荷载增加时, 水平荷载临界值不断减小, 并且减小的幅度越来越大, 当竖向荷载增加到9.5 kN时, 水平荷载临界值接近于零。进一步分析可知, 单独考虑结构竖向荷载时, 特征屈曲临界值qcr=9.507 kN, 由此可知当竖向荷载增加到9.5 kN时, 已经十分接近竖向临界荷载, 此时结构只要在非常小的水平力扰动下即可失稳, 所以此时水平临界荷载接近于零。
如果反过来研究水平荷载作用下竖向荷载临界值的变化, 也可以得到与图2相同的结果。所以, 图2中的曲线实际上是水平临界荷载和竖向临界荷载的关系曲线, 事实上, 图2中的曲线是结构承受荷载的临界状态曲线, 曲线以下的区域是不发生特征失稳的安全的区域, 见图3。对于实际结构, 只要判断其荷载组合 (P, q) 是否位于图3中的稳定区域即可对其稳定性做出快速判断。
4 结语
考虑水平荷载和竖向荷载相互影响的特征屈曲分析符合工程结构的实际受力过程, 算例分析表明, 二者的相互影响是十分明显的, 算例给出了结构的特征屈曲临界荷载 (Pcr, qcr) 曲线, 并提出了特征屈曲稳定区域的概念。在实际工程中, 不能单独用竖向荷载P或水平荷载q是否小于各自的临界荷载来确定结构稳定性, 而应注意判断结构的受力组合 (P, q) 是否位于特征屈曲稳定区域之内, 以避免结构发生失稳现象。
参考文献
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荷载分析 篇2
上海某铝合金人行天桥荷载试验分析
该文对上海某铝合金人行天桥的静动载试验进行了介绍和结果分析,所得结论和数据可为今后铝合金桥梁的设计、研究提供参考.
作 者：靳欣华 陆逵 鲁宏 Jin Xinhua Lu Kui Lu Hong 作者单位：上海市市政规划设计研究院,上海市,31刊 名：城市道桥与防洪英文刊名：URBAN ROADS BRIDGES & FLOOD CONTROL年，卷(期)：“”(2)分类号：U448.11关键词：铝合金 人行天桥 荷载试验
变电站变压器运输汽车荷载分析 篇3
关键词：变压器运输汽车荷载动力系数特殊土
中图分类号：TM4文献标识码：A文章编号：1007-3973(2011)008-039-02
1变电站变压器运输概述
汽车(变压器)轮压以其荷载数值大、作用位置不确定及一般作用时间较短而倍受结构设计者关注。结构设计的关键问题在于汽车轮压等效均布荷载数值的确定。轮压荷载作用位置的不确定性，给等效均布荷载的确定带来了一定难度，一般情况下，要精确计算轮压的等效均布荷载是比较困难的，且从工程设计角度看，也没有必要。“等效”和“折减”的本质都是“近似”，且其次数越多，误差就越大。在涉及到变电站道路或者构筑物设计要求时，充满不确定性，给平时的工程设计带来困难。
在运输时，选择大型电力变压器运输车辆应考虑以下原则：
(1)自重尽量轻；(2)每个车轮的高低应能自动调整，以适应路面的高低平，并保证其受力的均匀性；(3)满载时的轴重尽量小；(4)转弯半徑尽量小；(5)牵引力大，爬坡能力强。
2汽车荷载运输动力系数要求
汽车荷载属于动力荷载，楼板顶填土或面层对汽车动力荷载起缓冲和扩散作用，楼板顶覆土或面层太薄时，一般可不考虑其有利影响。而当楼板顶覆土厚度较大时，轮压活荷载对顶板的动力影响已经不明显，可取动力系数为1.0(表1)。《建筑结构荷载规范》表4.1.1中给出的车辆荷载，是一种直接作用在楼板上的等效均布荷载，已考虑了动力系数，可直接采用。
按照荷载规范4.6.2要求，搬运和装卸重物以及车辆起动和刹车的动力系数，可采用1.1～1.3。
汽车轮压荷载传至楼板及梁的动力系数见下表1。
注：1)覆土厚度部位表中数值时，其动力系数可按线性内插法确定；2)当直接用荷载规范4.1.1中第8项规定的数值时，无需再乘以表中数值。
覆土厚度对汽车活荷载下土中均布压力值有比较大的影响。覆土对活荷载有明显的扩散作用，覆土深度越深，汽车活荷载折减越多。
下表2以20t汽车为例，说明汽车活荷载下土压力计算表。
3变压器运输特殊土处理
特殊土的种类很多，主要有软弱土、饱和砂土及饱和粉土、膨胀土、红粘土、湿陷性黄土、人工填土、冻土、盐渍土等。
以下例子为填土或软弱土较浅(2-3米左右)，在变压器平板汽车运输下，地基处理情况说明分析。南京某一变电站工程，场地标高为40.70米(吴淞高程)。场地广泛分布1层素填土，结构松散，不均匀，强度低(承载力约60kN／m2)。1层素填土底标高大部分地区为38.30米，局部素填土分布更深。该变电站内道路采用公路型灰土基层水泥混凝土运输道路方案，道路厚度为0.58米(180mm厚C25水泥混凝土面层，200mm厚灰土基层，200mm厚灰土底基层)。
按照特-200特种平板挂车荷载计算，每个车轴压力位132kN，每组车轮着地的长度和宽度分别为0.2m和0.5m，平均到每个车轮的压力为330kN／m2，覆土厚度为0.3米时，汽车活荷载下图中的均布压力减为12.62t／m2。假设继续下挖2米覆土，换填砂石垫层(每200厚砂石夯实均匀铺设)，均布压力折减为1.68t／m2，考虑动力系数为1.00,2米覆土之下的均布压力为1.68t／m2。本工程绝大部分区域已经到达2层粉质粘土(承载力特征值为125kPa)，远远可以满足汽车荷载要求；对于部分素填土分布较深的区域，可以采取夯实素填土的方法，减小地基沉降，然后回填2米深的砂石垫层，需分层夯实。经过夯实的素填土承载力特征值约为6t／m2，大于1.68t/m2。因此可以满足变压器汽车运输要求。
南京地区经常会碰到较深的淤泥及淤泥质粉质粘土的广泛分布情况，该土抗剪强度较低、压缩性较高、渗透性较小、天然含水率较大的饱和粘性土。此类土工程中不能直接作为基’础持力层。对于特殊土较深，回填2～3米砂石垫层无法满足地基变形要求，需要采用更为安全的地基处理办法。
对于素填土或者杂填土、软弱土等较深的场地，挖除2米覆土回填砂石，还不足以满足生产要求。原因是素填土或者杂填土、软弱土等厚度太深，一般地勘资料没有详细的该层土资料，无法准确计算生产运行之后地基土的变形量。为生产安全考虑，这种情况下，就不宜简单地回填砂石垫层，而应该采取其它的软弱土处理办法，例如：深层搅拌法(湿法)。可采用直径为500mm的深搅桩，梅花型布置，采用单轴深层搅拌机施工，叶片直径为500mm，使用42.5级普通硅酸盐水泥。水泥掺量为14～16％。水泥浆水灰比选用0.45～0.55,送浆压力0.4～0.6MPa,要求28天的强度大于1.0MPa。按照《建筑地基处理技术规范》9.2,5条可以简单计算处理后的复合地基承载力特征值。在深搅桩施工完毕之后需要在基础和桩之间设置褥垫层，褥垫层厚度可取200-250mm，其材料可选用中砂、粗砂、级配砂石等，最大粒径不宜大于20mm。考虑一部分褥垫层和施工道路的扩散作用，实际需要处理过的复合地基承载力特征值≥12t／m2。具体到每个工程计算，一般就是深搅桩长度参数不同。
深搅桩成桩后3天内，可用轻型动力触探(N10)检查每米桩身的均匀性。检验数量为施工总桩数的1％，且不少于3根。竖向承载水泥土搅拌桩地基竣工验收时，承载力检验应采用复合地基载荷试验和单桩载荷试验。并宜在成桩28天后进行，检验数量为桩总数的1％，且每项单体工程不应小于3点。
4变电站汽车荷载运用建议
在城市常用的220kV及以下电压等级的变电站设计过程中，鉴于以上分析，我们可以考虑三种情况。(1)素填土或杂填土很浅(1米以内)，可以采用换填砂石，将汽车荷载传至素填土或杂填土以下的好土中。(2)素填土深度在2~3米左右，可以采用挖除素填土2米深，先夯实原有特殊土，然后回填砂石或者3：7灰土，以上均需分层夯实。(3)特殊土较深，有时甚至10米及以上，可以采用深层搅拌法进行处理，具体工程可以经过计算来定深搅桩的长度。
荷载分析 篇4
载体桩, 原名复合载体夯扩桩, 后为突出其特点, 区别于夯扩桩而改为现名载体桩, 由混凝土桩身和载体构成。其中载体由混凝土、夯实填充料和挤密土体三部分构成, 见图1。
载体桩技术1996年成为国际专利技术, 1998年被国家科技部列为国家级火炬计划。该技术基于强夯理论, 将废砖、废混凝土块等建筑垃圾填入成桩孔中并夯实, 贯入混凝土, 形成复合载体, 从而达到提高承载力、减小沉降和处理建筑垃圾的目的。由于载体桩自身的优点及对该专利技术的推广, 近几年得以迅速应用, 目前已在27个省成立了225个代理机构, 在千余个工程中得到应用, 并取得了良好的效果。
载体桩的研发与应用已有十几年, 虽然做了较多的工作, 取得一些成果, 但仍有许多问题有待解决。载体桩单桩承载力特征值的计算, 《载体桩设计规程 (JGJ135-2007) 》采用地基承载力特征值乘以载体等效面积计算, 而很多实践工程表明按后一种方法计算所得的结果要偏小很多[1];沉降计算则采用等代实体基础沉降计算方法, 参数套用《建筑地基基础设计规范》, 计算结果与实测相差很大, 基于此, 本文采用荷载传递法推求载体桩荷载沉降关系。
2 荷载传递函数确定
荷载传递法由Seed和Reese提出, 其基本思想是假定土结点的位移和相邻桩身结点的位移相等, 将桩周土和桩端土转化为独立的线性和非线性弹簧, 弹簧的反力只与该土结点的位移相关。根据位移协调关系, 可以建立基桩的荷载传递基本微分方程, 表达式为:
其中:S为桩身位移;U为桩身截面周长;EP为桩身弹性模量;A为桩身截面面积。
根据τ (z) -S (z) 曲线选用方法的不同, 荷载传递函数可以分为两类:一类是采用非线性理论曲线或修正理论曲线的半解析法, 代表模型有Vijayvergiya抛物线模型[2]、Kraft模型[3]、王旭东针对Kraft的修正模型[4]、辛公锋广义双曲线模型[5]、罗斌的修正双曲线模型[6]等;另一类是采用简化折线的解析法, 代表模型有陈龙珠双折线硬化模型[7]、洪鑫统一双折线模型[8]、赵明华[9]和喻君[10]的三折线模型。由于载体桩表现为“缓变型”沉降特性, 再者试桩时一般至设计极限承载力便终止加载, 往往得不到极限承载力, 荷载传递模型不应考虑软化特性, 所以侧阻硬化型双曲线荷载传递模型比较合适。
本文桩侧荷载传递模型采用文献[5], 如公式 (2) 、 (3) 、 (4) 所示:
桩端荷载传递模型在文献[5]的基础上, 增加一个承载力增强系数。因为载体桩在成桩过程中, 对填入桩端的建筑垃圾进行夯实, 桩端承载力势必提高, 文献[11]中的载体等效计算面积实质上就是桩端土承载力增强系数, 因此给出的桩端荷载传递模型对端阻增强应予以考虑。
vs为桩端下土体平均泊松比;l为桩长;Eb为桩端下土体平均弹性模量;r为桩的直径;η为考虑桩端土深度效应的沉降折减系数, η=0.5-0.78, 对于超长桩可取0.5;χ桩端土承载力增强系数, 可用文献[11]表4.3.2载体桩等效计算面积除以桩截面积。
3 实例分析
某工程位于江苏省邳州市, 桩型为载体桩, 设计桩径0.5m, 有效桩长9m, 混凝土强度为C30。试桩施工记录见表1, 土的物理力学指标见表2。
桩侧土荷载传递模型考虑硬化的双曲线荷载传递模型, 经计算, 平均ES=5.44Mpa。土体泊松比对结果影响不大, 本例取0.35, 对τsu也采用加权平均, 加权后。rm采用公式 (5) 计算, 经计算rm=2.5l (1-vs) 13m, a=8.09×10-7, b=c=2.35×10-5。取桩端=11.35Mpa, 由于桩比较短, η取0.78, 根据文献[11]表4.3.2, 被加固土体为黏土, 0<IL≤0.25, 三击贯入度小于10cm, Ae=2.7-3.2, 现取低值2.7,
4 结论
(1) 实测曲线表明, 载体桩Q-S曲线总体上呈现缓变形态, 这和文献[1]所得的结论是一致的。Q-S曲线在荷载水平接近特征值附近存在一个拐点, 前半部分曲线基本呈直线, 后半部分呈现明显的缓变型。
(2) 载体桩的承载力受三击贯入度的影响很大。承载力高的载体桩, 其三击贯入度均很小。三击贯入度的大小受地质条件和施工因素影响很大, 本文确定桩端土承载力增强系数时χ按文献[11]表4.3.2载体桩等效计算面积得低值除以桩截面积, 此举可能比较保守, 但对工程的安全是有利的。
(3) 对于成桩质量比较好, 三击贯入度比较小的载体桩, 通过本文方法确定的荷载传递函数得到的Q-S曲线, 在前面部分略大于实测值, 在后半部分略小于实测值, 总体上和实测曲线吻合度比较好。载体桩承载力中侧阻比例很小, 本例中只有18%, 所以Q-S曲线取决于桩端荷载传递函数的精确性。
(4) 本文方法可以用来推求载体桩的荷载沉降曲线, 为基础设计提供参考依据。
参考文献
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荷载分析 篇5
既有混凝土斜拉桥的荷载试验与结构性能分析
随着使用年限的增长,预应力混凝土斜拉桥结构状态与安全问题越来越受到关注.文章针对具体实桥,进行荷载试验与应变监测,并根据设计与施工资料建立三维有限元模型对各施工阶段进行模拟.通过将模型计算值与实测挠度、应变与频率各参数对比,校正后得到反映桥梁实际工作状态的力学分析模型,以复核桥梁实际承载能力.结果表明,此方法实用可行.
作 者：彭仙淼 陈惟珍 PENG Xian-miao CHEN Wei-zhen 作者单位：同济大学桥梁工程系,上海,92刊 名：西部交通科技英文刊名：WESTERN CHINA COMMUNICATION SCIENCE & TECHNOLOGY年，卷(期)：“”(5)分类号：U448.27关键词：斜拉桥 有限元模型 荷载试验
荷载分析 篇6
关键词：钢筋锈蚀；重复荷载；力学性能；本构关系
中图分类号：TU511文献标识码：A
混凝土结构中钢筋锈蚀是导致其耐久性失效的主要原因之一.MEHTA P K教授指出：“当今世界，混凝土结构由于耐久性损伤引起结构破坏的原因按重要性递减顺序依次是：钢筋锈蚀、寒冷地区的冻害、侵蚀环境的物理化学作用”1.当结构耐久性损伤后首先面临的问题可能是结构抗震能力的不足.钢筋混凝土结构在腐蚀与地震作用下的动力响应，不仅影响居住者的舒适性，而且影响结构的安全性和耐久性2.
由文献3-6可知锈蚀钢筋的研究对地震区的建筑结构分析很有意义.目前对锈蚀钢筋力学性能的研究主要以单调荷载试验研究为主7-15，也有对其进行有限元分析16，通过对不同锈蚀程度的钢筋进行单调拉伸试验，分析锈蚀对其力学性能的影响7-11，研究其本构关系12，少数文献研究了锈蚀钢筋的疲劳性能13-16以及钢筋锈蚀过程17和钢筋锈蚀对结构破坏模式的影响18.在地震作用下，剪力和弯矩交替作用在结构上，这种循环作用逐渐的挤压和分离保护层混凝土，最终导致钢筋成为唯一的承重构件19.地震作用下钢筋可能承受重复荷载作用，但目前未见有关锈蚀钢筋重复荷载作用力学性能研究的报道，本文则通过试验研究重复荷载下锈蚀对钢筋力学性能及本构关系的影响.
1试验方法
1.1试件制作
试验采用HRB400级钢筋，直径16 mm，共12根，长度均为500 mm，设计锈蚀率分别为：0，3%，6%，…，33%.试验前首先用天平秤取每根钢筋初重，为使得钢筋锈蚀与实际工程混凝土中钢筋的锈蚀相似，将其浇入混凝土板内，利用钢筋外加直流电源加速钢筋锈蚀.
混凝土板尺寸为550 mm×500 mm×100 mm，为了防止钢筋加载端部发生破坏，对钢筋端部采用蜡封方式进行绝缘处理.电流密度为100 μA·mm-2，当钢筋混凝土板达到预定通电时间后，关闭电源，拆除导线，通电完成后混凝土板如图1所示.将其破型后从板中取出锈蚀钢筋，如图2所示，按《普通混凝土长期性能和耐久性能试验方法标准》GBT 50082-2009计算锈蚀率，截面锈蚀率取游标卡尺测得的最大截面锈蚀率，见表1.试验中试件破坏截面往往发生在截面损失最严重部位，因此本文分析中所采用的锈蚀率指截面锈蚀率.
1.2重复拉伸荷载试验
试验根据《金属材料室温拉伸试验方法》GBT 228-2002进行，试验设备采用电液伺服材料试验机及数据自动采集仪，如图3所示.
重复拉伸加载试验所采用加载机制为力控制加载，即每种钢筋屈服力之前，荷载增步为一定值，在达到屈服力以后，减少荷载增量，直至破坏.重复荷载加载机制见图4.通过对试件单调拉伸力学性能可知，未锈蚀试件的屈服荷载为89.11 kN，极限荷载113.3 kN.考虑钢筋锈蚀后试件极限荷载降低，试验程序设定重复加载机制为：当程序设定荷载小于60 kN时，加载步长设定为20 kN，每次加载到设定荷载后卸载到0 kN，继续加载；超过60 kN时，加载步长设定为5 kN，每次加载到设定荷载后卸载到0 kN，继续加载，直至试件拉断.每级循环荷载的最大值和完全卸载处，程序设置持荷6 s，此时荷载基本稳定，记录下钢筋应变，并根据荷载和锈蚀最严重截面面积计算各试件弹性模量，见表1.试件拉断后，用游标卡尺量取断裂面左右5 d标距范围内的断后伸长量，计算试件的伸长率，见表1.
2试验结果
2.1破坏形态
试件断裂后发现，未锈蚀试件断裂面有颈缩现象，锈蚀试件随锈蚀率的增大，颈缩愈不明显，钢筋表现为脆性破坏.主要原因是随着锈蚀程度的提高，混凝土板表面逐渐产生锈胀裂缝，且均匀分布，导致钢筋锈蚀并不均匀，出现坑蚀现象，使得试件在其加载过程中应力集中，导致脆断.
2.2荷载变形曲线
各锈蚀试件的荷载变形曲线见图5.由各试件重复荷载下的滞回曲线可得各试件荷载位移曲线骨架线，见图6.由图6可知，随着锈蚀率的增大锈
蚀钢筋变形能力逐渐降低，屈服荷载和极限荷载逐渐减小，锈蚀率在20%左右时，屈服平台逐渐消失，甚至无明显屈服现象.
由图7可知：重复荷载下钢筋随着锈蚀程度的增加，其实际屈服强度、极限强度、伸长率及弹性模量逐渐降低；其中，实际屈服强度及极限强度变化较小，但伸长率及屈服强度退化速度相对较快，说明重复荷载下锈蚀对钢筋延性影响较大.主要原因是由于钢筋在混凝土中锈蚀不是非均匀分布，部分区域出现坑蚀现象，坑蚀的不均匀分布及坑蚀深度越大，钢筋延性退化越明显；另外，钢筋锈蚀后，钢筋内部材料晶格发生一定程度的改变19，也可能导致锈蚀钢筋脆性断裂破坏.
4重复荷载下锈蚀钢筋本构关系
4.1本构关系模型
重复荷载试验前对未锈蚀试件进行单调拉伸试验，将未锈蚀试件重复荷载骨架曲线与单调荷载曲线进行对比结果见图8.
由图8可看出，弹性阶段重复荷载下的荷载位移曲线与单调拉伸荷载下曲线一致，重复荷载下强化段与单调荷载下强化段斜率接近；另一方面，在重复荷载作用下，荷载位移曲线较早进入强化段，其屈服台阶长度要比单调荷载作用下短，其破坏位移要比单调荷载作用下小，重复荷载下试件延性有所降低.结构在重复荷载作用下，若使用材料单调荷载下的本构关系，则可能导致结构计算延性偏大，偏于不安全.
根据锈蚀钢筋重复荷载下的实验结果及力学性能退化分析可知，锈蚀钢筋力学性能发生退化，随着锈蚀率的增大钢筋变形能力降低，屈服平台逐渐缩短，当锈蚀率达到20%时屈服平台消失.
基于这一特征，本文采用图9所示的锈蚀钢筋应力应变本构关系模型——三折线模型12.当钢筋锈蚀率低于20%时，取模型图9a；当锈蚀率超过20%时，屈服平台消失，取模型图9b.
a锈蚀率<90%
b锈蚀率>20%
当锈蚀率小于20%时：对于屈服平台长度变化可近似地假设屈服平台长度随钢筋锈蚀率的增大按线性规律退化，强化应变εhc可以按式6确定.其中，ρcr为屈服平台消失时的临界锈蚀率，取为20%；未锈蚀钢筋强化应变取屈服应变的4倍20，则屈服平台段应变可取屈服应变的3倍，锈蚀后通过引入锈蚀率进行修正来考虑锈蚀对其的影响.由试验结果可知，加载过程中钢筋伸长率与应变变化趋势基本一致，故极限应变εuc取值可参考伸长率退化模型，见式7.其中，未锈蚀钢筋极限应变，可取屈服应变的25倍20，锈蚀后通过引入锈蚀率进行修正来考虑锈蚀对其影响
知：钢筋未锈蚀直至锈蚀率达到20%时，随着锈蚀率的增大钢筋变形性能逐渐减小，屈服平台逐渐缩短直至消失，这与试验结果一致；另外，随着锈蚀程度的增大，屈服点变得愈加不明显当荷载达到极限荷载时，钢筋突然断裂.
5结论
基于锈蚀钢筋重复拉伸荷载试验，分析了锈蚀对钢筋力学性能影响以及本构关系的变化，得出的主要结论如下：
1由于钢筋在混凝土中的锈蚀不是均匀分布，部分区域发生坑蚀现象，坑蚀的不均匀分布及坑蚀深度越大，钢筋延性退化越明显；钢筋锈蚀后，钢筋内部材料晶格发生一定程度的改变，导致了锈蚀钢筋脆性断裂破坏.
2锈蚀使得钢筋变形能力降低，屈服平台逐渐缩短，破坏时颈缩愈不明显；随着锈蚀率的增大，钢筋力学性能逐渐降低，其中弹性模量降低更为迅速，锈蚀对钢筋延性影响较大，另外，重复拉伸荷载作用下钢筋随着锈蚀程度的增加，耗能性能降低，导致结构能量存储能力不足，抗震性能下降，在地震时发生脆性破坏.
3基于试验结果本文建立了锈蚀钢筋应力应变本构关系模型，研究结果可为锈损结构耐久性、残余承载力及抗震性能评估提供技术依据.
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桥梁静荷载试验分析 篇7
目前, 国内许多单位在进行桥梁静荷载试验的时候, 其加载一般是按规范采用车辆分级加载, 寄希望于通过控制每级加载车的荷载大小来做到安全加载。当桥梁结构仅有一个控制截面或部位的时候, 这种加载策略是正确的。事实上, 当结构有多个控制截面时, 这种加载方法并不能确保每个控制截面都不超限。在拱桥荷载实验中, 一侧拱脚正弯矩加载则很有可能造成另一侧拱脚负弯矩超限。在梁桥加载过程中, 若加载过程指定不合理, 则会出现在某截面加载的过程中导致其它截面响应超限。
某具有5片主梁的20 m简支T梁桥, 设计荷载等级为汽-超20, 挂-120。经计算, 其单梁跨中截面活载控制弯矩为1 6 00 kN·m, 支点活载控制剪力为236 kN。荷载试验时, 跨中截面荷载试验效率取0.93, 为达到跨中截面试验效率, 经计算, 需要4辆重300 kN轴距4 m的2轴车, 在跨中截面加载时该4辆车按照2行2列布置, 每列车的2个车均为车尾对车尾并以跨中为对称线布置。现考虑如下的分级加载方法:设进行偏载试验加载时, 分2级加载, 每次加载1列车, 每列车的两车后轴之间始终保持4 m距离, 则在偏外侧列加载车辆的加载过程中, 单梁支点剪力将超过279 kN。 (279-234) /234=19%, 显然这不是合理安全的加载过程。因此, 要做到安全加载, 仅仅分级加载是不够的, 还应在分级加载的动过程中对全桥所有控制截面进行控制。
实际上, 规范推荐的这种分级加载方法是静态控制策略, 其荷载分级仅仅针对了测试的控制截面, 因此, 其安全性也是仅仅针对该测试控制截面而言的。对于非测试的多控制截面则无法简单地通过分级加载保证在车辆加载的动态过程中不出现响应超限。在实际的荷载试验中, 往往是通过试算看加载过程中其余截面响应是否会超限, 显然在控制截面数量较多时是比较困难的, 因此, 有必要研究在加载的动过程中如何确定合理的分级加载方法和各车辆的加载路线。目前, 还没有文献对加载动态过程的安全性进行过专门研究。
1 安全加载域
对于多控制截面的安全加载, 在研究桥梁静载试验车辆自动加载系统时, 可以按照这样一种加载思路进行:首先确定各控制截面的安全加载域, 然后确定所有安全加载域的交集, 该交集即为整个结构的安全加载域。文献1中所指安全加载域是指车辆加载的某一个范围, 在该范围内布置车辆时, 控制截面的响应不超限。事实上, 很难在理论上证明该加载范围内的车辆加载的任意性, 即是否对于该范围的任意布载形式均为安全加载。故不能保证在整个
结构的安全加载域内任意布载, 而使整个结构安全。
为避免安全加载域内的加载任意性问题, 在此对安全加载域重新进行更确切的定义:
设荷载试验测试控制截面Ki需要m辆加载车, 记加载车的位置为x1, x2, …, xm。控制截面在单个加载车辆荷载作用下的内力、应变和挠度等响应为r (x) , 定义Ki截面的影响函数为Ri (X)
Ω{X) , 满足Ri (X) ≤Ci, i=1, M. (2)
α≤Ri (X) ≤β. (3)
式中:α=0.8, β=1.05。
可能加载域A为所有布载方式的位置组合
2安全加载域的计算
安全加载域的计算是在影响函数的基础上进行。此时, 按照有限元法计算桥梁结构影响线一般可满足安全加载域计算精度的要求。
考虑控制截面为M个截面, 加载车为m辆车的情况, 此时, 应注意到各控制截面响应函数是有限个点 (设为N) 的插值函数, O表桥的一个端点, N表桥的另一个端点。显然, 每个控制截面可计算出Nm个点的响应函数值, 计算出所有点的响应函数值后, 则可按式 (2) 分别计算M个控制截面的安全域, 其交集为整个结构的安全域, 要完全计算出M×Nm个点的响应函数值的计算工作量是非常巨大的。如某个截面采用10辆加载车在100个加载位置上布载, 则其计算量为1020。显然, 一个控制截面有如此大的计算量是难以接受的。事实上, 不需要计算出所有点的影响函数, 可只计算安全加载域边界上的点。安全加载域边界方程见下式
Ω{X) , 满足R (Xi) =Ci, i=1, M. (4)
为了减少计算量, 可参考文献2中的薄膜法进行计算。下面给出一种更简洁有效的算法。
2.1 加载域的计算过程
1) 在可能加载域上计算出若干个点的响应函数值Ri, 设有k个点;
2) 计算出k个点中任意两点距离, dij (i=1 , k;j=1, k) , 当i=j时, 令dij=1;
3) 计算Dij= d2iji× (Log (dij-1) (i=1, k;j=1, k) , 当i=j时, Dij=0;
4) 计算[W]=[D]-1×[R], []表示矩阵;
5) 计算出某点与k个点中每点的距离d′i, i=1, k;
6) 则该点的响应函数估计值为R′=[W][d′];
7) 从可能加载域的边界开始搜索点, 使得该点满足式 (3) ;
8) 向前继续搜索该点的周围点, 使得该点满足式 (3) ;
9) 搜索完成后, 重复步骤7) 、8) , 但此时式 (3) 中的约束条件右端项Ci取αCi取α<1, 实际计算中可取α=0.9;
10) 第9) 步完成后, 即得到安全加载域Ω′, Ω′是结构实际安全加载域的一个子集;
11) 若该子集与控制域B无交集, 则重新搜索可能加载域的其余边界点。
在计算过程中, 应计算出所有控制截面的[W]后, 再统一进行5) ～10) 步的计算。若第7) 步失败, 则该结构对于拟订的车辆荷载不存在一个安全的加载动过程, 此时必须改变加载车辆的轴重, 轴距等。
按上面所述方法计算出的安全加载域Ω′必须与控制域B有交集, 否则兀实际意义。典型的安全加载域如图2所示, 并示出了其中一种加载路径L。加载路径L对应了加载车辆从桥外行驶到控制域B的过程, 加载路径L在可能加载域A上的端点对应了车辆加载的初始位置。
一般情况下, 加载路径的起点在图2的左下角点或右上角点, 即Xo={0, 0, …, O) 或XN={N, N, …, N) , 根据影响函数的定义, Xo和XN对应了所有车在桥的两端点, 显然此时的影响函数R (X0) =R (XN) =0<C。
由于在计算安全域的时候, 是针对式 (4) 进行求解, 而式4是多控制截面的安全加载域的定义, 故实际求出的加载路径L是使所有控制截面的响应都不超限的安全加载路径。从而对于具有多控制截面桥梁的安全加载域和加载路径的问题得以一并解决。
对于控制域B的求解也可参照上述方法进行, 此时只需将式 (4) 参照式 (3) 分别替换为Rj (X) =α和Rj (X) =β, 并求其交集即得控制域B。
2.2 加载过程的优化
在荷载试验过程中, 一般希望加载的路线总长最短。实际上可归结为求最短路径问题。具体算法可参考的文献较多, 在此不再进行讨论。
3 结束语
通过将荷载试验车辆加载位置比拟成广义点, 使得车辆加载的动过程的安全性问题转化为计算加载安全域的边界问题, 使得计算工作量大大减少, 同时安全域边界得出后, 也就容易得出车辆实际的加载路径。这样在理论上和算法上解决了桥梁静荷载试验加载动过程中的安全性问题。
摘要：在目前通常采用的桥梁静荷载试验中, 试验规范推荐的分级加载法不能确保在分级加载过程中桥梁结构的多个控制截面同时是安全的。介绍安全加载域的定义、原理及计算过程, 并优化加载过程的计算, 将所有加载车的加载位置比拟成一个广义的点, 使得安全动态加载的问题转化成求解安全加载域边界的几何问题, 易于计算出安全加载路径。
关键词：静载试验,动态过程,分级加载,加载安全域
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承台桩基屈曲荷载计算分析 篇8
当结构所受载荷达到某一值后, 如果再增加一微小增量将引起结构的平衡位形发生很大的改变, 则称这种情况为结构的失稳或屈曲, 相应的荷载称为屈曲荷载或临界荷载[1]。所谓桩的屈曲临界荷载是指作用于桩顶、保持桩的轴线处于直线形状的最大轴向荷载[2]。根据工程桩失稳时平衡状态的变化特征, 基桩失稳分为平衡分叉失稳和极值点失稳, 即第一类失稳和第二类失稳。理想状态的基桩实际上是不存在的, 初始缺陷、残余应力或施工误差等都可能是基桩处于偏心受压状态。基桩的稳定性分析是一个相当复杂的问题, 但非常具有实际工程意义。国内外已有不少有关的试验研究及理论解答[3～6]。通过分析发现, 单纯采用c值法、m法或常数法进行计算都存在缺陷, 随着深度的增加, 抗力随之增加, 使得超长桩底端的抗力过大, 这会与实测值产生一定的偏差。因此, 本文根据承台桩基两端均受到约束的特点, 拟采用c法和常数法来考虑土侧弹性抗力, 采用瑞利-里兹法、势能驻值定理进行分析求解失稳时临界荷载。
1 计算模型及基本假定
建立超长桩屈曲失稳分析模型, 做以下的假设[7]:不考虑桩端变位, 只考虑基桩竖向方向的变形, 即不考虑弯扭失稳。对于承台桩基, 由于桩顶受到承台的约束作用, 因此将桩身的屈曲稳定可视为基桩两端嵌固, 且端部作用有保守轴向力P的弹性地基梁的稳定问题;将桩侧土体抗力简化为一系列Winkler弹簧支座。计算模型如图1所示, 其中覆盖层厚度为h, 地面以上桩顶自由长度为l0。桩侧土体弹性抗力分布为:在土层顶面以下 (h-H) 深度内地基反力系数呈抛物线变化即与c值法吻合, 在桩端以上H深度内地基反力系数为常数。
2 失稳时临界荷载的求解
根据计算模型, 桩土体系总势能由桩身弯曲应变能Us、桩侧土体弹性变形能Up和外荷载势能V组成[8]:
Π=Us+Up+V (1)
桩侧土体反力系数为:
相应的基于Winkler假定的地基反力可以表示为:
根据里兹法选取满足模型几何边界条件的桩身挠曲位移函数为
式中:n为挠曲函数的半波数;c为未知常数参量。
本文中取n=1。根据弹性小变形原理求得桩侧土体的弹性应变能为
桩身因挠曲而产生的弯曲应变能Us为:
外荷载能V为:
将公式 (5) (6) (7) (8) 代入式 (1) 可得体系的总势能为:
由势能驻值定理得:, 即:
因为c值不能为零, 故只有:
解得:
由上述公式分析可知, 考虑了桩侧土体弹性抗力, 临界荷载除与桩本身刚度EI、桩的计算宽度、桩的长度L、桩身入土深度h, 土体弹性抗力分布模式有关外, 还取决于地基土比例系数hm。
当桩周无覆盖土层, 即h=0时, 桩侧也没有土体弹性抗力, 此hm=0时, 则临界荷载表达式为:
这也就是两端固定支撑时普通压杆稳定的欧拉公式。
3 算例分析
某基桩的桩身材料为C30混凝土, 弹性模量E=3.0×104 kN m2, 桩径为1 m, 覆盖层为可塑状粘性土, 桩身抗弯刚度EI=1.17×106 kN⋅m 2, 桩长为60 m, 地基土比例系数按c值法取为34 MN/m4, 按m法取为20 MN/m4, 桩身计算宽度取为1.8 m, 桩土变形系数α=0.5, β=0.2, ψ=1。在此条件下计算得到普通压杆稳定的临界荷载为12830 kN。
由图2可知, 临界荷载随着基桩入土层深度的增加而增大;在基桩入土深度较浅h<0.4l时, 一般时, 临界荷载较小, 基桩竖向承载能力较差;随着增大, 临界荷载值增长, 并且增长幅度见见变大;图3和图4也具有同样的特征。对比观察图2、图3和图4, 随着的增大, 临界荷载渐渐变小。
4 结论
由于我国大量存在沉积软土和饱和砂土的二元相地质区域, 大型工程中采用超长桩基础变得更加平常, 而对于超长桩屈曲稳定分析的研究还需再接再砺。本文基于瑞利-里兹法、弹性小变形理论、势能驻值定理提出了一种新的计算模型, 并结合实例进行计算验证, 同时通过算例比较得到以下结论。
(1) 桩侧土水平抗力计算模型对超长桩屈曲临界荷载影响较大。单纯采用C法计算结果偏大, 常数法计算结果又较小, 本文对浅层土层采用C法, 而一定深度土层采用常数法的计算模式较为合理。
(2) 对于桩侧土体弹性抗力计算, 采用C法和常数法的混合法时, 随着常数法计算长度H的增大, 基桩屈曲临界荷载逐渐减小, 因此计算中需选取合理的值。
(3) 随着基桩如图深度的增大, 基桩屈曲临界荷载也逐渐增大。因此, 在实际工程中应尽量增大基桩的埋置深度。
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聚酯装置的荷载分析与布置 篇9
随着聚酯工业发展的越来越大、越来越重要,为了使聚酯工厂设计更规范、合理,我国发布了国家标准《聚酯工厂设计规范》(GB 50492—2009)。
1 聚酯装置简介
1.1 聚酯工厂
聚酯工厂指以对苯二甲酸(或对苯二甲酸二甲酯)和乙二醇为原料,生产对苯二甲酸乙二醇酯(聚酯)的工厂。它的生产装置包括原料对苯二甲酸的卸料和输送(或对苯二甲酸二甲酯的储存和输送)、浆料调配、添加剂调配、酯化(或酯交换)、缩聚、切片生产以及与后续直接纺丝装置衔接的聚合物熔体管道。它的辅助生产设施包括化验、熔体过滤器清洗、热媒站、罐区、原料和成品的仓库、维修[1]。近年来,我国的聚酯工业高速发展,聚酯纤维在化纤产量中的比例一直遥遥领先,占据主导地位。
1.2 聚酯装置
聚酯装置是聚酯工厂中最主要的生产装置,各种原料的调配、酯化(或酯交换)、缩聚等反应过程都是在聚酯装置中进行。也就是说聚酯工厂中的主要化学反应都是在聚酯装置中进行,其余的建筑和设施都是为配合聚酯装置生产的辅助设施,可见聚酯装置在聚酯工厂中的重要地位。所以在聚酯工厂中聚酯装置的合理设计尤为重要。
2 聚酯装置的结构特点
聚酯装置结构形式一般为钢筋混凝土现浇框架结构,柱网一般为8 m×8 m,建筑面积约为10 000m2,主体结构四层,楼层标高一般为:6.5 m、14 m、21 m、27.5 m,主体屋面高度为27.500 m,局部有设备间及楼电梯间突出屋面。
由于工艺布置的复杂性,以及其他各配合专业交叉较多,所以聚酯装置各楼层中集合了众多的大型反应设备、各种类型的原料输送管线、设备支撑及操作钢平台等。
所以聚酯装置的结构特点是:层高高、荷重大、荷载类型多、工艺设备及管线布置复杂、荷载计算组合的工况类型多、各专业交叉及预留预埋条件复杂、主体结构形式相对简单等。
3 聚酯装置的荷载分析与布置
3.1 荷载类型
由于聚酯装置结构中设备和管线布置的复杂性决定了结构计算和分析中的荷载类型的多样性。具体以一个楼层为例,有设备及设备中物料的荷载、楼面操作的均布荷载、工艺管线的支撑与吊挂荷载,墙体及设备基础的自重荷载等;就设备荷载而言又分为设备的空载、正常生产情况下的荷载,以及在设备事故情况下的事故荷载;设备在楼面上的运输荷载;有振动设备的动荷载影响计算等。
3.2 荷载分析与计算
根据规范《聚酯工厂设计规范》(GB 50492—2009)第11.2.2条生产装置厂房的设备荷载应按设备条件确定,并应依据动荷载的影响进行计算。楼面安装、维修荷载的数值和范围应与重型设备的运输路线相适应。计算非设备区楼面等效均布活荷载时,主梁可按5.0 kN/m2计算,板及次梁可按8.0 kN/m2计算[1]。
3.2.1—般情况下的荷载分析与计算
一般情况就是指在各设备和管线正常生产无故障发生的情况,这是聚酯装置结构的一个通常情况,是一种常态。
1)板及次梁计算:在这种情况下非设备区楼面等效均布活荷载计算时可取8.0 kN/m2;有设备区域,设备荷载按事故荷载计算,有振动设备时应同时考虑动荷载的影响。有设备区域扣除设备影响部分面积外的楼面等效均布活荷载一般也可按8.0 kN/m2,若有材料堆载或设备检修、拆卸、组装等零时荷载时应按实际情况取值。
2)主梁计算:在这种情况下非设备区楼面等效均布活荷载计算时可取5.0 kN/m2;有设备区域扣除设备影响部分面积外的楼面等效均布活荷载一般也可按5.0 kN/m2;其余荷载取值与1)相同。
3)框架柱和柱基础计算:由于近些年来工艺布置的不断优化以及自动化控制的能力越来越高,聚酯装置中在正常生产情况下需要的操作人员越来越少,主要的人员都集中在控制室中,在生产车间中一般只需要2～3人值班即可,所以聚酯装置中的楼面均布操作活荷载越来越少;并且在正常生产这种常态情况下设备荷载变化不大可以按恒载考虑。经过对以往已建成工程的调研,以及在设计当中的不断摸索和优化,对框架柱和柱基础计算进行了较大优化。
在这种情况下非设备区楼面等效均布活荷载计算时可取5.0 kN/m2;有设备区,设备荷载按正常生产情况下的荷载(一般情况下是事故荷载的60%～80%左右)按恒荷载输入,有设备区域扣除设备影响部分面积外的楼面等效均布荷载取值3.0 kN/m2也按恒荷载输入。在这种优化下,即满足了安全、经济的设计要求,又较好的符合了装置生产的实际情况。经过这种优化计算柱和基础的断面和配筋更加合理更加经济,为设备和管线的布置提供了较大的操作空间,取得了不错的经济效益。
3.2.2 运输情况下的荷载分析与计算
由于聚酯装置中有很多大型设备,这些设备的空重有的已经达到130 t,有的主体部份长度达到12 m左右,有的高度达到24 m左右。在结构设计阶段应该综合考虑这些设备的起吊,在楼层上的运输、就位、安装等问题的验算和核算,确保结构在各种工况下都保证安全性。运输路线由工艺专业提供,结构专业核算确认。运输荷载一般包括设备空重,运输轨道的重量,牵引运输过程中的动荷载等。一般情况下运输荷载由梁直接承担,在运输路线上铺满导轨,使荷载均匀、直接的传导到设计中考虑了运输荷载的梁上。
1)运输荷载支撑构件的确定
首先,框架柱是间接受力构件,在运输荷载这种零时荷载作用下可不进行计算。
其次,楼板由于厚度小且运输荷载较大,若考虑用楼板承担则非常不经济,所以也不考虑楼板。
再次,次梁要根据实际情况来考虑是否作为运输荷载的支撑如图1中所示,如果在运输路线上次梁连续且布置间距不大,可采用次梁。这种情况下采用次梁的好处是铺设导轨所采用的型钢长度小、型号小,铺设难度小,容易满足要求且所用钢材总量较少。缺点是次梁的混凝土和钢筋用量增加。如果次梁由于各专业的预留预埋的要求不能连续或布置间距过大,上面说的优点就不太明显。
最后,框架梁作为运输荷载的支撑如图2中所示,优点是力传导明确,验算、核算简单,不受其他专业预留预埋布置的影响,混凝土和钢筋用量增加较少。缺点是导轨需要的长度大、型号大,铺设不易满足要求,所用钢材总量较大。但是在选择导轨之前做好规划,选择好导轨的型号,后期制作钢结构时完全可以消化掉这些钢材。
所以综合来讲用框架梁作为运输荷载的支撑是最为经济,限制条件最少的。所以大多数情况下由于各种原因的影响用框架梁作为运输荷载的支撑较多。
2)运输路线上荷载的确定
在大型设备运输安装期间,设备都是空重,并且各种管线还未铺设,运输路线上的其余小型设备按顺序还未吊装,楼面均布活荷载只有设备安装运输的操作荷载。运输路线上的恒荷载按当时的实际情况输入,例如墙体为了满足安装还未砌筑可不考虑其荷载。楼面均布活荷载可按3.0 kN/m2输入。设备空重在支撑梁上的荷载分配按设备的外型尺寸以及设备支腿的长宽按比例分配。此时要注意的就是边框架梁,也就是图1、图2中的设备吊入口处的框架梁,此框架梁为设备与结构的第一支撑梁,设备起吊到要求高度后要调整、摆动、倾斜进入楼层的支撑梁上,由于在入口处有这样一系列复杂动作,所以对边框架梁的设备荷载分配比例要适当加大。待设备在第一支撑梁上支撑好后,就可以用卷扬机等牵引机器把设备从轨道上牵拉到就位位置完成安装。
3)其余注意事项
结合设备运输安装的过程还应注意以下事项:由于有些设备的高度超过一个楼层的高度,所以局部有些影响设备吊装的混凝土梁要后作;运输安装前运输路线上的墙体要后砌筑;某些影响运输的设备基础要后作;运输路线边跨上的雨篷、挑檐等妨碍吊装的构筑物都要后浇筑,先预留插筋;按工艺要求的吊点、吊环要布置好并核算相关支撑梁等等这些问题都要在设备运输安装前解决好。
3.3 计算结果的应用
经过以上一些列的荷载分析和验算、核算后得到的计算结果应该如何应用呢?
框架柱和柱基础以及板直接应用一般情况下的分析计算结果。
梁要把两种情况下的分析计算结果进行比较,按较大的计算结果执行。
4 结论
由于聚酯装置中的设备多,体型复杂且荷重大,荷载类型多,工艺布置复杂,各专业交叉多,结构计算时应分析的工况多等等以上情况,本文总结提供了根据以往设计和实际调查的一些荷载布置的心得和经验,现写出来以供广大结构工程师参考和探讨,以便设计出更加符合实际情况,安全、经济、实用的结构来。
摘要：随着聚酯工厂的数量越来越多、规模越来越大,聚酯工厂的合理设计越来越显得重要。为此2009年11月1日发布实施了以中国纺织工业设计院主编的国家标准《聚酯工厂设计规范》(GB 50492—2009)。结合以往设计经验以及对已建成项目的调研,对聚酯工厂中的最主要的生产装置-聚酯装置的荷载分析与布置进行了总结,以供结构设计工程师参考。
关键词：聚酯工厂,聚酯装置,一般荷载,运输荷载
参考文献
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贝雷桥荷载试验计算验证分析 篇10
关键词：贝雷桥,荷载计算,验证
1 工程概述
古学水电站位于四川省甘孜藏族自治州得荣县境内, 是金沙江左岸一级支流定曲河中下游河段, 为定曲河干流乡城、得荣段规划梯级开发的第八级, 亦为定曲河干流梯级开发的最下游一级电站。电站正常蓄水位为2 270.00 m, 死水位为2 269.00 m, 总库容为26.84万m3, 调节库容为4.88万m3, 电站装机2台, 总装机容量为90MW, 为三等中型工程。本电站由首部枢纽工程、左岸引水系统、岸边式地面厂房等建筑物组成。
首部贝雷桥位于一期下游围堰下游120 m附近, 属于装配式钢架贝雷桥。桥面设计高程为2 268.4 m, 跨度为21 m, 桥梁长度21.336 m, 设计宽度:净宽4.2 m, 设计荷载等级按单车50 t (三轴) 设计, 限速10 km/h, 严禁在桥范围内刹车, 贝雷桥设计单向通行, 在同一时间内只允许有一辆汽车位于交通桥上。
2 计算依据
1) 《钢结构设计规范》 (GB50017─2003) ;
2) 《装配式公路钢桥多用途手册》 (JT/QS0012─1965) 。
3 荷载试验
3.1 试验目的
通过荷载试验, 测定关键截面的应力和变形情况, 并与理论计算值作对比, 以综合判断整个桥梁的现在工作状态。
3.2 试验配置
设备配置:风红旋风自卸车 (加长型) 1辆 (自重20 t、载重32 t) 、徕佧TCR402全站仪1台、精密水准仪1台 (型号:DSZ2最小读数0.1 mm, 精度0.4 mm/km) 。
人员配备:人员3人、安全员2人、指挥员1人、驾驶员1人、反铲司机1人。
3.3 试验方法
1) 测量人员在桥左右两端各量3 m, 一端向桥中间量10.668 m, 并做好标记, 共6个点。
2) 测量人员认真、准确测量6个点的高程, 并做好记录。
3) 汽车空载 (自重20 t) 、40 t时、50 t时, 停在贝雷桥中间, 测量人员认真、准确测出6个点的高程, 并做好记录。
4 试验结果分析计算
4.1 桥梁参数
桥节:n=7, 则桥长L=21.336m, 自重:G=26.59t, 则q=12.46kN/m, 单销和销孔的间隙:△l=0.8 mm, 荷载:单车50 t, 则P=500 kN, 路面宽度:4.2m, 单车道, 单侧单排截面惯性矩:E0=1.16×1010mm4, 桥型:双排单层DS, 截面惯性矩:E=2×E0=2.62×1010mm4
4.1非弹性挠度计算
式中:d=3 048 mm
n—桁架节数, n=8
单销和销孔之间的间隙取△l=0.8 mm, 所以有
α=2×△l/h0=2×0.8/2 234=0.000 72弧度
经过计算得f 0=22.9 mm
4.2 弹性挠度计算
4.2.1自重挠度计算
根据《装配式公路钢桥多用途手册》, 结合CB200桁架桥特征计算, 见图1。
夹角θ=33.90, 假设主梁某截面处剪力为Q, 弯矩为M, 则弦杆轴力N=M/h, 斜杆轴力N=Q/2cosθ, 竖杆轴力N=Q/2
设上弦弦杆面积AX, 斜杆竖杆面积为AF
弦杆的挠度为:
斜杆的挠度为
竖杆的挠度
则总挠度
其中k与截面形状有关, 矩形截面中k=1.2
即按照实腹梁计算时, 剪力挠度增大8倍。
根据力法, 对于均布荷载计算跨中剪力产生的挠度, 其剪力图如2所示。
根据图乘法,
对于弯矩产生的挠度
则桁架跨中轴力与弯矩产生的挠度比为
矩形截面I/A=h2/12
其中计算高度h=2 234 mm
则自重对跨中产生的挠度为
4.2.2集中荷载挠度计算
根据力法计算跨中剪力产生的挠度, 其剪力图如图3所示。
根据图乘法,
对于弯矩产生的挠度
则桁架跨中轴力与弯矩产生的挠度比为:
则集中荷载对跨中产生的挠度为:
总挠度:
挠跨比为:
5 结语
击荷载下角焊缝动态强度试验研究 篇11
摘要：对焊喉处受拉和受剪两种受力状态的角焊缝连接件进行动态拉伸试验，研究冲击荷载作用下受力状态对角焊缝破坏形态、断面角度、极限强度的影响规律.并通过与静态力学性能比较发现，动态冲击荷载作用下，角焊缝受拉和受剪极限强度均明显提高，即动态应变率效应显著；受拉角焊缝的破坏面角度均为45°，与静力试验结果（90°左右）有显著差异.角焊缝受拉下的应变率效应比受剪时明显，且角焊缝动态极限强度增大系数随应变率的影响规律与以往文献试验结果一致.
关键词：冲击荷载；动态拉伸；极限强度；应变率
中图分类号：TU392.4文献标识码：A
随着科学技术的不断发展，建筑结构向大跨、高层以及超高层发展，钢结构的使用不断增加，对于复杂的节点，焊接成为了主要的连接方式.自20世纪以来，焊接技术发展十分迅速.过去的半个多世纪里关于焊缝的静力性能已有大量研究工作，尤其是角焊缝的强度＼[1-7＼]和断裂角度的研究＼[1-4＼]，以及外加荷载与焊缝轴线呈一定夹角时焊缝的力学性能研究＼[7-10＼]；此外，对角焊缝的焊脚尺寸＼[3-5，7-11＼]和焊接方法＼[3-4＼]、焊条类型＼[3，5，7，9-11＼]以及温度＼[3，7，10-12＼]等参数的研究也较多.在实际结构中，大部分焊缝不是轴心受力，因此有学者对偏心荷载作用下角焊缝的力学性能进行了研究＼[13-16＼].
在制作加工过程中焊缝不可避免地存在一定缺陷，王元清等＼[17＼]对钢厚板母材焊接影响区的力学性能进行了试验研究.动力荷载作用下焊缝缺陷对结构安全带来隐患，建筑结构在遭受爆炸、地震和冲击作用时，钢材表现出不同的力学行为，其中应变率效应的影响较为显著＼[18＼].刘瑞娟＼[19＼]对角焊缝和对接焊缝分别进行动态冲击试验，研究焊缝的极限强度随应变率的变化规律.于安林等＼[20＼]采用快速加载的试验方法研究了角焊缝的动力性能，建议不降低中级工作制吊车梁的正面角焊缝强度，与承受静载时取相同值.
本文针对角焊缝焊喉处受拉和受剪两种受力状态，利用一种可实现落锤拉伸冲击试验的转换装置和高性能落锤冲击试验机进行角焊缝的动态冲击力学性能试验研究，对比分析角焊缝在静力荷载和动态冲击荷载作用下的力学性能.
1试验概况
1.1试件设计与制作
对于抗拉角焊缝和抗剪角焊缝分别设计了3个静力加载试件和9个动力冲击加载试件，动力试验通过调整落锤冲击高度（H=4 m， 5 m， 6 m）分为3组（a， b， c），考察应变率对其动态力学性能的影响，每组试件的冲击速度v见表1.试件制作采用目前工程中常用的Q235钢，焊接工作在工厂中进行，焊接电压为24～30 V，电流为220～280 A，采用直径为φ1.2的ER506 （AWS ER70S6） 焊丝进行气体保护焊.制作抗拉角焊缝时将两块长为780 mm的钢板按图1（b）所示整体焊接，焊接完成后去掉两端起灭弧位置，并采用着色渗透探伤法检测焊缝质量，未发现明显缺陷，最后按照设计宽度50 mm切取试验试件，受剪角焊缝也以同样的制作方法（如图1（a）），以保证每条焊缝的质量是相同的.受拉角焊缝试件正、反两面均开90°“V”形坡口焊，受剪角焊缝试件两侧“V”形坡口亦为90°，使得坡口尺寸与焊脚尺寸相同.在保证角焊缝的破坏先于母材的屈服的前提下，两种试件焊脚尺寸hf设计值均为8 mm，实测角焊缝有效厚度he（焊喉部位）见表1.
1.2试验方法
动态试验加载及测量装置如图2所示，动力试验采用一种可实现落锤拉伸冲击试验的转换装置＼[21＼]和高性能落锤冲击试验机共同完成：落锤试验机的锤头通过自由落体冲击上梁，上梁通过传力框将冲击力传给下梁，以带动试件受拉，即实现了将落锤冲击力转化为试件的轴向拉伸动态力.为使试件与装置形成统一整体，在试件两端各焊一块端板，并用高强螺栓与装置连接.试件变形采用LTM200S型位移计测量，动态冲击荷载通过与试件相连的力传感器测得，动态试验数据通过NIPXIe1006Q动态采集仪进行采集，数据采集时的频率为1 MHz.
1.36注：“SF”和“TF”分别表示受剪角焊缝和受拉角焊缝；字母“S”和“D”分别表示静力试验和动力试验；字母“a”“b”“c”分别表示落锤冲击高度为4 m，5 m，6 m，数字“1”“2”“3”代表重复试验次数.
2试验结果及分析
2.1试件破坏形态对比
图3给出了受拉角焊缝和受剪角焊缝在静载和动态冲击荷载作用下的破坏形态.试验表明，两种加载方式下受剪角焊缝以及静载下受拉角焊缝的破坏截面均为平整截面，动态冲击拉伸作用下部分受拉角焊缝试件破坏截面出现凹凸现象.两种角焊缝的破坏截面角度 （断裂面与力作用方向的夹角）见表1，可知，受剪角焊缝在静力和动力作用下的破坏截面角度均在10°以内，与理论破坏角度0°较接近；受拉角焊缝在静载下的破坏截面角度与理论值90°接近，而动态冲击荷载下的破坏截面角度均为45°，可能是由于施焊位置的影响使得受拉角焊缝两个焊脚尺寸存在差异，文献＼[3＼]的试验也得出两个焊脚尺寸之比对焊缝破坏截面角度有显著影响的结论；此外，角焊缝根部存在严重的应力集中＼[22＼]，在动力荷载作用下应力集中的不利影响将十分突出，往往是引起脆性破坏的根源.
2.2角焊缝动态强度
受拉和受剪角焊缝试件的极限荷载Fud，焊缝的极限强度fud，极限强度平均值fa，位移Δ，单位尺寸变形Δ/hf测量值列于表1，动态冲击拉伸作用下两种受力状态角焊缝极限强度均明显增大，且随着冲击速度的增加，焊缝强度有增大的趋势.将相同冲击速度下角焊缝受拉和受剪极限强度平均值进行对比，可知，角焊缝受剪与受拉强度比在0.62～0.67之间，与钢材抗剪设计强度为抗拉设计强度的0.58倍接近，可用相同的理论确定角焊缝动态强度设计值.由焊缝变形可知，受剪角焊缝的变形性能更好，其单位尺寸变形约为受拉角焊缝的3倍左右.
通常用动力荷载下的极限强度与静力下的极限强度之比来衡量强度的增大程度，称之为动力增大系数DIF（Dynamic Increase Factor）.DIF随着应变率的增大有增大的趋势＼[18＼]，Soroushian＼[23＼]，林峰＼[24＼]和Symonds＼[25＼]分别根据试验结果提出了钢材强度增大系数随应变率发展规律的经验公式.图4将本文的试验结果分别用这3种经验公式计算结果对比，发现动态冲击试验离散性较大，由于试件外形及尺寸不同，两种受力状态的角焊缝在相同冲击速度下的应变率也有明显差别；但角焊缝受拉和受剪极限强度增大系数均大于1且小于1.5.
/s-1
3结论
通过对焊喉处受拉和受剪的正面角焊缝动态冲击力学性能的试验研究，在本文试验范围内，可得到如下结论：
受拉角焊缝在动态冲击荷载下的破坏截面角度与理论值有显著差异，静力荷载作用下受拉角焊缝破坏截面角度约为90°，与理论值接近，而动态冲击荷载作用下的破坏截面角度约为45°，即破坏面为“V”型坡口与焊缝接触面；动态冲击拉伸作用下角焊缝受拉和受剪极限强度均有显著提高，即动态应变率效应显著，且角焊缝受拉时的应变率效应比受剪时更明显，但两者的极限强度增大系数均在1～1.5之间；角焊缝动态应变率效应随应变率的影响规律与以往文献中钢材的动态试验结果一致.
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列车荷载下高铁路基的特性分析 篇12
关键词：列车荷载,路基,ANSYS模拟,沉降变形
1概述
随着我国西部大开发战略的推进, 在我国西部地区修建高速铁路成为了大开发战略的重要一部分, 高速铁路以其速度快、运能大、安全准时、节省能源、污染少、社会经济效益好等综合优势博得了世人的青睐。高速铁路已经成为了世界铁路极具潜力的发展方向, 成为一个国家和地区发展交通运输行业的重要战略目标。目前, 我国的高铁运营总里程约占世界高铁运营里程的一半左右, 已稳居世界榜首。路基是铁路运输的基础, 是承受并传递上部荷载的重要结构, 为了使铁路运输快速、安全, 高速列车与路基结构的相互作用已成为当前高速铁路研究的主要课题。作为线路基础的路基在传统的设计理念中只占次要的地位, 但随着高速、重载线路的发展, 路基在铁路运输中已发挥出了越来越重要的作用。
2路基土体动态特性
土体在荷载作用下的变形通常由两部分组成[3]:弹性变形和塑性变形。弹性变形和塑性变形在任一荷载作用下都是同时发生的, 但在荷载较小的时候, 主要以弹性变形方式来表现, 而当荷载增大时, 塑性变形才开始逐渐显现出来。因此, 当土体在小变形情况下受载时, 土体将呈现出近似于弹性体的特征;但当变形增大时, 荷载会引起土体的结构变化, 进而引起土的永久变形, 土体将呈现出粘性体性质特征。影响路基土体动态特性的因素有很多[1], 如:土体的类型, 土体围压, 含水率, 应力历史, 压实系数, 排水条件, 动载的加载波形, 频率, 幅值, 次数等。
2.1动载的计算
日本对车速大于200km/h的新干线轨道不平顺维修管理标准为[2]:舒适标准:7mm/10m;安全标准:10mm/10m, 列车动荷载可表示为高中低三种频率振动的叠加, 其表示形式为:
其中:pi为振动幅值
Ki为不同频率振动所对应的圆频率
本文考虑:车辆通过路基时, 由驱动轮重量的不平衡所产生的竖向力是一种移动的简谐力。车辆在快速行驶时受到路基不平顺的激励及车轮的偏心转动后, 以车辆的固有频率发生振动而通过路基面时, 车辆的惯性力也可看作是一种简谐力。因此讨论简谐力所引起路基的强迫振动是非常有意义的。
即:
p0:车轮静载
p1:简谐振动的幅值
2.2路基的基本结构
高速铁路的路基一般由以下几个组成部分所组成:基床表层、基床底层、路堤本体以及地基。为了减少列车荷载作用下路基的塑性变形, 世界上很多国家都十分重视路基工程质量, 力图通过各种工程措施来改善路基的各项指标, 以满足在高速行车条件下路基各个方面的指标。我国在制订高铁及客运专线路基基床设计标准时规定, 采用级配砂砾或级配碎石作为基床表层结构;采用A、B组填料作为路基底层结构填充物, 若A、B组填料不足也可采用符合要求的改良土作为路基底层的填料。
3有限元模型的建立
按照路基标准断面建立ANSYS路基横断面模型。考虑到路基为对称结构, 故取路基的一半作为研究对象, 道床厚度为0.35m, 坡脚为1:1.75;基床表层厚度为0.7m, 基床底层厚度为2.3m, 路基的坡脚为1:1.5。模型采用的单元类型为:道床及路基均采用的solid45号单元;各层的物理力学参数如表1所示:路基模型采用扫略体网格划分, 具体路基模型的网格划分如图1所示;在路基模型的侧面施加横向约束, 在前后两个纵断面施加纵向约束, 底面为固定约束, 模型的顶部及边坡坡面为自由面无约束。
4计算结果的分析
从计算结果上可以看出, 路基结构所产生的沉降变形绝大部分在道床及路基表层发生, 路基底层在荷载作用下所产生的变形不大, 在基床底层下部其中轨道下方的路基结构产生的变形最大, 具体沉降分布情况如图2所示。路基中竖向应力的分布规律为, 从荷载作用位置沿45°向基底传递这与文献[4]所提到的荷载传递规律相互吻合。
5结论
高速铁路的发展已经日趋成熟, 路基的设计不断进步。本文通过对路基的ANSYS模型进行仿真模拟分析得出: (1) 路基结构在荷载作用下所产生的沉降绝大部分在道床和基床表层发生, 因此提高道床与基床表层的强度对于控制路基体发生沉降是很有帮助的。 (2) 列车荷载引起的竖向应力最大值, 随着深度的增加逐渐减小, 且荷载沿着45°角的方向向基底传递。
参考文献
[1]肖军华.提速列车荷载下粉土的力学响应与路基稳定性研究[D].北京:北京交通大学, 2008, 9.
[2]梁波, 蔡英.不平顺条件下高速铁路路基的动力分析[J].铁道学报, 1999, 4:21 (2) 84-88.
[3]刘永胜, 高速列车引起的路基沉降分析[D].南昌:华东交通大学, 2013, 6.