外包钢—混凝土组合梁

外包钢—混凝土组合梁（精选9篇）

外包钢—混凝土组合梁 篇1

摘要：T型外包钢——混凝土组合梁是种新型结构型式, 方便并准确计算这种钢筋混凝土组合梁的变形对这种结构在工程实际中的推广运用有着重要的意思。本文在对该组合梁实际分析的基础上, 提出了简化的计算模型, 用最小势能原理建立了计算公式, 并用数据回归的方法对理论计算公式进行了简化。最后将理论计算结果和实验分析结果进行比较, 比较结果表明本文提出的计算公式可作为工程实际运用中作为参考。

关键词：钢筋混凝土组合梁,变形,分析

新型外包钢-混凝土组合梁是针对传统工字钢-混凝土组合粱存在的缺点而提出的一种改进的组合粱结构形式。它是以较厚的钢板作为底板, 腹板采用较薄的冷弯薄壁型钢, 二者通过焊缝连接形成组合梁的肋部, 钢与混凝土通过剪力连接件共同工作。但目前在组合梁体系中广泛采用的柔性钢质连接件 (如栓钉等) 受力后变形, 产生交界面的相对滑移亦使组合梁的变形增大。因此如何保证结构构件在使用期间预期的适用性, 使组合梁的变形控制在一个合理的范围内, 一直是组合梁研究领域中的一个热点问题, 方便、准确地计算组合梁的变形, 对组合梁在工程中的推广应用有着重要的意义。

1分析模型建立

试验表明, U型钢梁设有上翼缘的新型外包钢-砼组合梁在变形后存在两个相对滑移面, 如图1所示。滑移效应的存在使组合梁的变形要大于按换算截面法得到的计算结果。为了考虑两个相对滑移面和肋部砼对组合梁变形的影响, 引入以下三点假设:

(1) U型外包钢和U型钢内的T型砼部分具有相同的曲率;

(2) 两个相对滑移面上的滑移量相等;

(3) 变形后, U型外包钢和U型钢内T型砼的截面各自仍保持平面。

根据假设把新型外包钢-砼组合梁简化成由两个Nermark模型按截面位移协调原则组合而成的, 计算模型如图1所示:

2最小势能原理建立变形的简化公式

根据外包钢-混凝土组合梁的内力平衡条件和最小势能原理, 可以得出其变形公式 (1) :

通过求解微分方程得到外包钢-砼组合梁变形的解析解, 形式上比较复杂。为了便于工程设计的实际应用, 需对公式作进一步的简化。无量纲θL可定义公式 (2) :

把实验组合梁跨中挠度和用换算截面法得到的计算结以及组合梁无交互作用时得到的计算结果进行比较, 推出无量纲参数公式 (3) :

将无量纲参数引入传统的换算截面法中, 把新型外包钢-砼组合梁的变形公式写成公式 (4) :

3分析结果的对比分析

根据理论计算结果和试验数据的对比, 见表1。

4结束语

新型外包钢-混凝土组合梁是在传统的工字钢组合梁上发展起来的一种新的结构形式, 对于组合梁在正常使用状态下的挠度计算来讲, 需要考虑T型混凝土与U型外包钢之间由于抗剪连接件的变形而存在的相对滑移对变形的影响, 这一点已由实验所证实。本文针对新型外包钢-混凝土组合梁特殊的构造形式, 建立了简化的计算模型, 用最小势能原理推导了不同加载情况下的简支组合梁的变形解析解。通过对相关参数进一步进行分析, 提出了简支组合梁在正常使用阶段变形计算的简化公式。通过计算结果与实验数据的对比, 两者吻合良好, 可作为设计参考。

参考文献

[1]聂建国、崔玉萍.钢-混凝土组合梁在单调荷载下的变形与延性.建筑结构学报[J], 1998, (2) :30-36.

[2]Ayoub A, Filippou FC;Mixed formulation of nonlinear steel-concrete composite beam element[J].Journal of Structur Engineering.2000, 126 (3) :371-381.

[3]薛伟辰、李昆.钢混凝土组合梁低周反复荷载试验研究[J].地震工程与工程振动, 2002, 22 (6) :65-70.

[4]石启印、马波、李爱群.新型外包钢-混凝土组合梁的受力性能分析[J].实验力学, 2005, (1) :115-122.

[5]马波.新型外包钢-混凝土组合梁的静力分析[D].江苏大学, 2005:32-38.

[6]石启印、章荣国、李爱群.新型外包钢-砼组合梁滑移及变形性能的试验[J].《四川大学学报》 (工学版) 2006, (6) :13-17.

[7]过镇海、时旭东.钢筋混凝土原理和分析[M].清华大学大学出版社, 2003.

[8]刘思峰、郭天榜等.灰色系统理论与应用[M].北京:科学出版社, 2000.

[9]赵国藩.高等钢筋混凝土结构学[M].机械工业出版社, 2005.

[10]苏军、刘荣桂.混凝土开孔梁抗弯设计的回归优化方法[J].江苏大学学报, 1998, 19 (2) , 90-94.

外包钢—混凝土组合梁 篇2

-混凝土组合梁钢框架节点拟静力实验方案

大跨空间结构学科

钢

一、实验概况与实验目的 在最近的三十年中，我国钢结构进入了一个飞速发展的阶段，尤其是钢框架结构，其具有重量轻、强度高、延性大、抗震性能好、施工速度快、结构净空和跨度大、综合经济指标好等显著的优点，在越来越多的建筑中得以应用。但在1994年美国Northridge地震和1995年日本Kobe地震中，大量的钢框架梁柱连接节点发生了意想不到的脆性破坏，使得工程师和研究者将目光投向了钢框架节点地震脆断机理和抗震性能的研究，以防止节点在地震作用下的脆性断裂及相关破坏，改善节点抗震性能，完善节点抗震设计理论和设计方法，提出抗震对策。试验方法：一般来说，梁柱节点试件可取承重框架梁柱反弯点之间的一个平面组合体。这样边界条件容易模拟，只水平或垂直方向的力，而没有弯矩。反弯点的位置可由框架受荷情况的弯矩图大致确定。柱子的反弯点一般在楼层中部，梁的反弯点当为水平荷载时在梁的中部，当为竖直均布荷载时约为跨度的1/3-1/4。对栓焊连接组合节点进行足尺加载试验，研究节点在低周往复循环荷载作用下的承载力、刚度、变形能力、耗能能力、恢复力模型和破坏模型等，同时考察节点的参数变化对受力性能和耗能能力的影响。在试验研究的基础上进一步验证和改进节点的数值计算模型。

二、材料试验

(1)钢材和钢筋试验

进行材料试验以测定钢材的实际强度和应力应变关系，所用材性试验和节点试件同属于同一批钢材和钢筋。试件采用Q235结构钢材，钢材拉伸试件为矩形试件，按照现行试验规范加工标准试样：标距为200mm，截面宽度为20mm，厚度为5mm。测试内容包括屈服强度、屈服应变、弹性模量E、抗拉强度

(2)混凝土立方体试验

混凝土楼板采用C30混凝土，在试件制作的同时，都预留了用于材性试验的混凝土试块。按照《普通混凝土力学性能试验方法标准》（GB/T 50081-2002）的要求，养护150mm的立方体试块，在试验当天测定混凝土的材性，包括立方体强度、弹性模量E。

(3)高强螺栓

根据制造商提供的产品质量保证书。

三、试件设计 1.试件节点设计（1）梁柱截面设计 进行四个试件的试验，试件试验选取了常规承重钢框架梁柱反弯点之间的一个平面组合体，试件采用主框架平面的十字形足尺模型，试件共制作四个，钢节点采用《建筑抗震设计规范》规定的标准型节点，构造图如图一所示

图一 节点构造图

《建筑抗震设计规范》中为了保证梁柱板件的局部稳定性，对板件的宽厚比进行了限值：对于Q235钢，8度以上抗震设防烈度，工字型截面梁翼缘外伸部分，梁腹板腹板。其中

；工字型截面柱翼缘外伸部分和分别代表梁和柱翼缘板外伸部分长度，和

分别代表梁和柱腹板计算高度，柱和和

分分别代表梁和柱翼缘板厚度，别代表梁和柱腹板厚度。

标准试件梁截面采用：工字型400150812；柱截面采用：工字型4603001216。经验算能满足《建筑抗震设计规范》中所规定的梁柱板件的宽厚比限值要求。

(2)梁、柱、剪切板间的连接

梁翼缘与柱翼缘之间的焊缝采用全熔透坡口焊，E43型焊条，焊缝质量Ⅰ级，剪切板与柱翼缘之间在工厂用双面角焊缝连接。梁腹板与剪切板用四个10.9级M20摩擦型高强度螺栓连接，构件接触面处处理采用喷砂后涂无机富锌漆，抗滑移系数为0.35.为增加节点板域刚度，在柱上加两块加劲肋板，厚度与梁翼缘相同，与柱腹板和翼缘之间采用角焊缝连接。梁翼缘与柱翼缘之间为焊接方便，在梁翼缘焊接坡口下方点焊固定一块焊接衬板。(3)焊接孔设计

采用国内惯用的形式，在梁翼缘角部挖去一个半径为35mm的四分之一圆(4)2.组合楼板设计(1)板厚选择

本次试验不采用压型钢板，结合实际工程通常使用的板厚，楼板厚度取为120mm(2)有效宽度

根据《钢结构设计规范》GB50017-2003的规定，混凝土翼板的有效宽度下式计算：

应按板托顶部的宽度：当无板托时，则取钢梁上翼缘的宽度

梁外侧和内测的翼板计算宽度，各取梁跨度l的1/6和翼板厚度倍中的较小值

故安全可以取的6

。考虑试验实际条件，偏于(3)纵向配筋

对于组合节点来说，参照《钢结构设计规范》GB50017—2003的规定，节点主要在抗震中处于负弯矩区，因此先考查节点在负弯矩下的配筋，并以此为标准，同时在此状态下考虑正弯矩的性能

≤

a、参照文献[] 12

E=2.0

38

E=2.03

钢材屈服强度

混凝土

屈服强度=1419με

E=207989N/

E=34270N/ 对于工字型梁截面尺寸如图所示

其面积A=6608

梁的弹性极限弯矩

全截面屈服时的塑性极限弯矩

=、—钢梁塑性中和轴以上和以下截面对该轴的面积矩 故

b、混凝土板的换算宽度

在长期荷载作用下混凝土板得换算宽度，其中,c、换算截面中和轴位置。

d、选取钢筋

12@100(共九根)

（12@80(共11根)

60.96mm）

（e、考虑正弯矩性能 Af=6608312.93=2067.84kN，kN，74.5mm）Af>，故塑性中和轴在钢梁内。

(4)螺栓及焊缝抗剪验算

a、高强螺栓10.9M20 预拉力设计值P=155kN。剪切板和梁腹板单剪连接，构件接触面的处理方法采用喷砂后涂无机富锌漆，摩擦面的抗滑移系数μ=0.35.计算单个螺栓抗剪承载力设计值，四个螺栓传递剪力值。

混

凝

土

板

传

递

剪

力

值，所以节点截面能够承受的剪力值b、剪切板与柱翼缘采用双面角焊缝连接 最小焊脚尺寸最大焊脚尺寸取焊脚尺寸单条焊缝有效长度

c、抗剪连接件

在钢与混凝土组合梁中，应用最普遍的柔性连接件是带头栓钉，如图所示。焊接承受拉应力翼缘的栓钉连接件的直径不应超过翼缘板厚度的1.5倍。带头栓钉其圆头的直径不小于杆直径的1.5倍，头部的高度不小于杆径的0.4倍。而且根据《钢结构设计规范》GB 50017-2003中关于抗剪连接件的构造规定，栓钉长度不应小于其杆径的4倍，带头栓钉直径d一般为13~25mm，长度h一般为65~100mm。所以选定带头栓钉的尺寸为1680，满足各项构造要求。带头栓钉其圆头直径头部的高度，取，取=25mm。保护层厚度为40mm，大于规范中规定的最小15mm。d、受剪钢筋计算

采用10@100的HPB235钢筋

3、试验装置和量测内容

梁柱节点试验常用的加载方法有两种—柱顶施加水平荷载（简称柱端加载法）和梁端施加竖直荷载（简称梁端加载法）。这两种加载方法的主要区别是：水平加载法可以考虑结构的效应，而竖向加载法不能考虑结构的效应；水平加载法的试验结果可以反映结构的层间位移或层间位移角，而竖向加载方法不能反映结构的层间位移或层间位移角，层间位移或层间位移角是结构抗震验算时的一个重要指标；水平加载法的试验装置往往较竖向加载法的试验装置复杂。采用柱端加载法时，往往要用层间位移角来评定节点性能的优劣，节点试件中的柱的高度和梁的长度均应按框架的实际几何尺寸取值，或者按框架的实际尺寸通过相似比来确定节点试件中柱的高度和梁的长度，否则就无法用层间位移角来评定节点性能的优劣。采用梁端加载法时，节点试件中柱的高度和梁的长度取值较为灵活；一般的，柱的高度或者梁的长度应能保证试验过程中柱或梁不发生剪切破坏。根据此次试验的研究目的、试验条件和经济条件，确定此次梁柱节点试件试验采用梁端加载。

试件柱竖直放置，限于加载条件，没有施加柱的轴向荷载。柱端分别由连接件和高强螺栓固定。梁端由竖向放置固定于丝杠上的上下四个千斤顶轮流施加压力，在梁端施加竖向低周往复循环荷载，直至构件完全破坏，同时计算机同步采集各测点的位移、应变等测量值。在这种边界条件下，上下柱反弯点为不动铰，梁反弯点为自由端，忽略了柱子位移时的性铰和核心区为主要研究对象。

效应，以梁端塑

（图示中的数据还需更改）

a、加载方法 根据《建筑抗震试验方法规程》 JGJ101-96相关内容的规定：正式试验前，应先进行预加反复荷载试验两次；混凝土结构试体预加值不宜超过开裂荷载计算值的30%。试体拟静力试验的加载程序应采用荷载——变形双控制的方法：

1)试体屈服前应采用荷载控制并分级加载接近开裂和屈服荷载前宜减小级差进行加载。

2)试体屈服后应采用变形控制变形值应取屈服时试体的最大位移值并以该位移值的倍数为级差进行控制加载。

外包钢—混凝土组合梁 篇3

摘要：以某2 MW传统钢筒结构风电塔架为对象，采用预应力混凝土钢组合塔架结构取代原钢筒结构，并对组合塔架结构的两塔段进行优化。以造价为目标函数，在塔架几何外形不变的情况下，考虑预应力混凝土与钢塔段的强度、刚度、稳定性、疲劳以及自振频率、顶部最大位移等约束条件，借助改进的粒子群优化算法，对预应力混凝土和钢塔段的高度及其截面尺寸进行优化。结果表明，采用粒子群算法对预应力混凝土钢组合塔架两个塔段进行优化后，在满足各项约束条件的前提下，组合塔架结构形式的造价比传统钢塔架造价降低约27%。

关键词：组合风电塔架；结构优化；改进的粒子群算法；钢筒风电塔架

中图分类号：TU398.9：TM614 文獻标识码：A

风能作为一种蕴藏丰富，分布广泛，而且清洁的可再生能源，受到了全世界越来越多的关注。近年来我国风电场建设发展迅速。对于我国能源相对短缺的湖南、贵州、云南等南方省份，风资源大多分布在交通不便的山区。风电塔架作为水平轴风力发电机组的下部支撑，是风机的重要组成部分。兆瓦级传统钢结构风电塔筒的底截面直径一般超过4 m，接近一些国家公路运输容许的最大宽度和高度，因此传统钢塔筒的运输非常困难，而且运输费用高。特别是南方山区风场建设中，重量大、长度长的钢制塔筒的运输越发困难而且危险性高。此外为了建设上山道路必须花费大量额外资金，大大增加了风电场建设的成本。

由于混凝土结构可以现浇或者预制，因此采用钢筋混凝土或者预应力混凝土代替部分钢结构，形成钢筋混凝土或者预应力混凝土钢组合风电塔筒结构是有效的解决之道。Singh等的研究表明预应力钢筋混凝土风电塔架的设计比全钢塔架具有更大的灵活性。Seidel对已经建成的钢混凝土组合塔架和钢塔架整体结构进行了结构比较分析，说明钢混凝土组合塔架可以克服山区交通不便、难以运输的问题。牛家兴对预应力混凝土与钢组合塔架的研究表明，预应力混凝土与钢组合塔架克服了传统钢管塔的运输及制造困难，同时也能更好地满足目前风机功率大型化发展趋势对于塔架高度的需求，代表了未来风电结构发展的方向。许斌等提出了一种新型的嵌入式开孔板和穿孔钢筋连接段结构方案，有效地提高了塔架过渡段刚度并改善了应力分布。这种组合塔架中预应力混凝土段与钢结构段的高度以及各自的界面尺寸的优化对于降低造价，保证其良好的动静力性能具有重要意义。

Uys等以造价为目标函数对传统钢塔架结构进行了优化。然而，目前对于预应力混凝土与钢组合塔架中钢塔段与混凝土塔段的高度的比例以及各段的截面尺寸的优化尚无详细研究。Hani等基于风电塔架的自振周期以及稳定性设计提出了5种优化准则并对某100 kW风机进行了优化设计。国内，马宏旺等提出了一种基于ABAQUS和遗传算法的预应力混凝土塔架优化方案。陈俊岭等提出了一种新的塔架结构形式并对其进行了优化。

本文以某兆瓦级风力发电机组的传统钢塔架为对象，采用预应力混凝土钢组合风电塔架结构方案，考虑不同风荷载工况下，以强度、刚度和稳定性为约束条件，以造价为目标函数，对预应力混凝土段和钢塔段的高度以及各段的界面尺寸采用粒子群优化算法（Particle Swarm Optimization，PSO）进行优化。两塔段高度的优化结果与国外文献报道的预应力混凝土钢组合塔架工程实例吻合较好。

1预应力混凝土钢组合塔架结构优化约束条件

风电塔筒所受荷载均为偏心荷载，风荷载作为风机塔架设计的重要荷载之一，由于其不确定性，根据相关设计规程规定，需要对4种不同风速（平均风速、额定风速、切出风速以及暴风风速）下的塔筒受力进行计算。结构设计必须满足钢塔架以及预应力混凝土塔段的强度、刚度和稳定性要求。本文以强度、刚度和稳定性作为约束条件进行结构的优化求解。

1.1钢筒段约束条件

1.1.1局部稳定

由烟囱设计规范，钢筒段局部稳定约束条件可表示为：

（1）式中：M为塔架水平计算截面的最大弯矩设计值；Ni为相应轴向压力或轴向拉力设计值；A_ni为计算截面处的净截面面积；W_ni为计算截面处的净截面抵抗矩；f_t为钢材抗拉、抗压和拉弯强度设计值；σ_crt为塔架筒壁局部稳定的临界应力值；i表示塔架i截面。

1.1.2整体稳定

由钢结构设计规范，钢筒段整体稳定约束条件可表示为：

（2）式中：A_bi为计算截面处的毛截面面积；等效弯矩系数β_mx=1.0；Wbi为计算截面处的毛截面抵抗矩；λ为塔架长细比，塔架可以按照悬臂梁构件计算；φ为塔架截面轴心受压构件稳定系数；N_Ex为欧拉临界荷载。

1.1.3强度

参考ASCE/AWEA RP2011，确定塔筒筒壁的各项强度约束条件。

1）抗压强度

（3）

（4）

（5）

（6）

（7）式中：D为塔筒外径；t为塔筒壁厚；E为弹性模量；F_y为钢材屈服强度。

（8）

（9）

（10）

（11）

2）抗剪强度

（12）其中，

（13）V_u为剪力设计值，A_v为塔筒截面面积的一半；

（14）

（15）

（16）

3）抗扭强度

（17）

（18）

（19）

（20）

（21）

4）综合作用

（22）

（23）

（24）

1.1.4疲劳

钢塔段的疲劳约束条件为

（25）式中：△σ_e为常幅等效应力幅，可以根据风场气象资料，通过Miner线性积累损伤法则和雨流计数法统计得出；[△σ]为容许应力幅，可通过钢结构设计规范查得疲劳参数C，n和β求得。

1.2预应力混凝土塔段约束条件

预应力混凝土段的约束条件主要是对混凝土段承载能力进行验算。根据高耸规范，混凝土塔筒筒壁厚t的最小值为t_min=100+0.01D，且不小于180 mm。

1.2.1混凝土段約束条件

1）混凝土轴向应力

根据高耸结构设计规范，混凝土轴向应力由式（26）确定：

（26）式中：N_k为各项荷载标准值共同作用下的截面轴向力；N_pe为有效预应力；A₀为计算截面处混凝土塔筒的水平截面的换算截面面积；e_0k为轴向力对界面圆心的偏心距。

对于混凝土段，要求混凝土轴向应力满足以下条件：

（27）式中：f_c为混凝土的轴心抗压强度。

2）混凝土截面弯剪扭作用

根据混凝土结构设计规范，混凝土截面在弯剪扭作用下需要满足以下条件：

（28）式中：f_t为混凝土的轴心抗拉强度；N_po为计算截面上混凝土法向预应力等于零时的预加力。

3）疲劳作用

混凝土规范中对疲劳验算给出了相关规定，要求不出现裂缝的预应力混凝土受弯构件其正截面的混凝土、纵向预应力筋应力幅应符合下列要求：

（29）

（30）式中：σ^f_cc，max为疲劳验算时截面受压区边缘纤维的混凝土压应力；f^f_c为混凝土轴心抗压疲劳强度设计值；△σ^f_p为疲劳验算时截面受拉区最外层；△f^f_py为预应力筋的疲劳应力幅限值。

1.2.2塔筒混凝土钢连接段

风电塔筒混凝土钢连接段设计需要考虑多种因素。一方面，连接段需要有良好的传力性能；另一方面，连接段本身需要有足够的强度、刚度以及稳定性。

对于一般的预应力混凝土结构，涉及到钢筋的绑扎和定位、混凝土浇筑等问题，工作量很大。在国外，混凝土塔筒等结构常采用体外预应力混凝土。体外预应力混凝土的预应力筋套管布置简单，调整容易，简化了后张法的操作程序，大大缩短了塔筒的施工时间；同时由于预应力筋布置于混凝土外，混凝土浇筑方便，减少了摩擦损失且可以方便地在结构使用过程中更换预应力筋。本文根据截面弯矩设计值，在保证截面混凝土不出现拉应力的原则下，确定截面总预应力水平。预应力筋取36束高强低松弛钢绞线，每一束有8根1×7φ^s15.2钢绞线，张拉控制应力为1 302 MPa。

1.3塔筒整体约束条件

塔筒整体约束条件主要有自振频率和塔筒的顶部最大位移。

1）自振频率

为了防止塔架与叶片发生共振，塔架动力特性尤为重要。一般要求风电塔架的固有频率应避开风机的叶片转动频率以及叶片通过频率这两个区段且至少相差10%。如图1所示，塔筒自振频率应处于白色区域内。

2）塔筒顶部最大位移

塔筒顶部最大位移应满足下式要求。

W_max/W_al<1。（31）式中：W_max为塔筒顶部的最大位移；W_al，为塔筒顶部最大容许位移。

1.4荷载组合

参考荷载规范，塔架荷载组合见表1，其中DL为永久荷载，TWL为风轮气动荷载，WL为塔架风荷载，PL为俯仰荷载，EL为附加荷载。

2优化目标函数

取塔筒造价为优化目标函数。

2.1钢塔段材料价格计算

钢塔段造价可以表示为：

（32）式中：F₁为钢塔筒材料价格；C₁为市场钢制塔筒的平均价格；r为钢筒半径；t_i（i=1，2，3，…，N）为各段钢筒壁厚；h_i（i=1，2，3，…，N）为各段钢筒长度；N为法兰数量（即钢筒数量）；C为单个法兰造价。

2.2混凝土塔筒段价格计算

由普通钢筋和预应力钢绞线的用量，塔筒混凝土段造价可表示为：

（33）式中：F₂为混凝土塔筒材料价格；C₂，C₃，C₄分别为C50混凝土、普通钢筋、预应力钢绞线的市场平均价格；r为混凝土塔筒半径；t为混凝土塔筒壁厚；h₄为混凝土塔筒高度；A_s，A_p分别为普通钢筋和预应力钢筋的面积。

2.3其他费用

法兰造价、模版、脚手架、人工费、机械费、管理费、措施费、规费等费用根据《湖南省建筑工程单位估计表（99）》《湖南省建筑工程概算定额（2001）》《湖南省建筑装饰装修工程消耗量标准（2006）》和各类材料在湖南地区的基本价格进行估价得到。运输、道路建设等其他方面的费用受工程地点等因素影响较大，难以估算，本文暂未考虑。

3基于粒子群算法的组合塔架优化

目标函数和约束方程都是非线性的，其优化问题可以表示为：

（34）式中：z为目标函数；x=（x₁，x₂，…，x_n）^T为向量；c（x）=[h₁（x），h₂（x），…，h_n（x）]^T为函数向量；f（x）为标量函数；f（x）和c（x）为非线性函数。

基本粒子群算法由于采用常数学习因子和惯性权重，寻优结果往往不够理想。此外，所有粒子都使用相同的学习因子和惯性权重来更新速度和位置并朝这个最优粒子聚集，容易陷入局部最优解，且收敛速度较慢。因此，本文采用了带有权重函数学习因子的粒子群算法进行优化求解。其学习因子和惯性权重的计算公式为：

（35）式中：t为迭代次数；M为最大迭代次数；叫ω_max为最大惯性权重；ω_min为最小惯性权重；c₁为学习因子1；c₂为学习因子2。本文利用MATLAB进行编程，主程序为粒子群算法。先随机生成代表设计变量的粒子送人f（z）中计算在满足所有约束条件下的塔筒造价，即目标函数，然后将每个粒子的目标函数值返回主程序，用每组设计变量对应的造价通过更新原则即式（32）更新学习因子和惯性权重，得到新的粒子的速度和位置。之后，将新粒子送人f（z）中计算造价，多次循环后得出满足结束条件时的最优造价。粒子群算法流程图如图2所示。

在选择设计变量时，为减少循环次数，提高计算效率，依据工程中的设计经验，对设计变量的取值范围进行限定。本文优化变量及取值范围见表2。

4优化分析算例

结合《烟囱设计规范》《钢结构设计规范》《高耸结构设计规范》《混凝土结构设计规范》和厂家提供的风电场荷载等条件，基于上文所述目标函数和约束条件，对组合塔筒预应力混凝土段与钢塔段的高度以及两塔段的截面尺寸进行优化。组合塔架的材料参数取值见表4。

首先，对采用不同优化算法的优化过程进行对比。其中，带有权重函数学习因子的粒子群算法各参数取值分别为：最大惯性权重叫ω_max=0.9；最小惯性权重ω_min=0.4；粒子数目N=30；迭代次数M=50。标准粒子群算法的进化各参数取值分别为：学习因子1取c₁=2；学习因子2取c₂=2；惯性权重ω=005；粒子数目N一30；迭代次数M=50。运输时，钢塔筒最大长度为25 m。

图4表示的是相同条件下带有权重函数学习因子的粒子群算法与标准粒子群算法的进化曲线对比。可见，可变权重和变化的学习因子的粒子群算法收敛更快。

图5表示的是相同算法条件下不同粒子数的粒子群算法的进化曲线对比。粒子数N=20与N=30时，进化到15代以内，造价即接近最小值。粒子数N=20与N=30时的计算结果区别不大，为提高计算速度，实际计算时粒子数可只取N=20。

表5表示经过优化之后的两塔段高度以及塔筒截面尺寸的优化结构以及相应造价。与原造价约166万元对比可以看出，经过粒子群优化后，造价最终可节省约27%，可以有效减少工程投资。钢筒段长度占塔架全长约30%，与国外现有文献中报道的钢塔段高度占26%的结果较为接近。考虑到我国与国外在建造费用特别是人工费上的区别，这一比值可以认为是合理的。

5结论

本文采用改进的粒子群算法，对预应力混凝土钢组合风电塔架的结构塔段高度以及截面尺寸進行优化，综合考虑组合塔架结构的强度、刚度和稳定性等约束条件，以造价为目标函数，通过优化得到了预应力混凝土塔段与钢塔段两段塔架高度以及界面尺寸的优化结果。通过本文的优化算例，可以得出以下结论：

1）带有权重函数学习因子的粒子群算法计算速度快于标准粒子群算法。对于本文组合塔架结构，实际计算时粒子数可只取N=20。对于预应力混凝土钢组合塔架结构的优化问题，通过修正学习因子和权重可以提高优化计算的精度及效率。

2）通过本文的优化算法得出的预应力混凝土钢组合塔筒中预应力混凝土塔段的高度约为总塔高的70%，与国外文献报道结果较为接近。

外包钢—混凝土组合梁 篇4

1 研究对象

本文选取了弯剪扭作用下的3 根组合梁进行分析, 3 根组合梁的截面尺寸相同。混凝土的实测强度fc=20.4 MPa;钢筋采用Φ6, 实测屈服强度fy=345 MPa;钢板采用Q235 钢, 厚4 mm的钢板实测屈服强度fy=354 MPa, 厚8 mm的钢板实测屈服强度fy=288 MPa。

组合梁构件的SBD3 弯扭比为1∶1, SBD4 弯扭比为3∶1;SBD5 弯扭比为5∶1.

2 有限元模型和本构关系

2.1 混凝土和钢筋有限单元模型

混凝土采用ANSYS程序提供的三维八节点实体单元 (Solid65) 。组合梁中的钢筋采用三维杆单Link8。

2.2 “U”形外包钢与垫块有限单元模型

“U”形外包钢采用Shell181 壳单元, 而垫块采用三维八节点实体单元 (Solid45) 。

2.3 外包钢与混凝土的滑移模型

本文采用在外包钢与混凝土界面上栓钉对应节点处设置长度为零的非线性弹簧单元Combin39 这一方法来模拟外包钢与混凝土的黏结滑移问题, 弹簧的一端连接外包钢板单元节点, 另一端连接混凝土单元节点。

2.4 混凝土的本构关系

在ANSYS程序中, 利用多线性等向强化模型MISO来表达应力应变关系。

2.5 混凝土的破坏准则

ANSYS中采用的失效模型是William and Warnke五参数强度模型, 五个参数由试验确定。混凝土所取有关参数为:开裂剪力传递系数βt=0.5, 闭合剪力传递系数βc=1.0, 抗拉强度ft=1.941 MPa, 单轴抗压强度fc=-1 (不考虑混凝土压碎) , 其他参数采用William and Warnke强度模型的默认值。

2.6 钢筋和“U”形外包钢的本构关系

假设钢筋和“U”形外包钢为理想弹塑性材料, 不考虑强化段, 则受拉和受压方向相同。本文所采用钢材的泊松比为0.3, 抗拉强度与屈服强度取实测值。

此外, 混凝土徐变、收缩效应的影响因素较多, 表现形式也较为复杂, 本文仅讨论短期荷载作用下梁的受扭情况。

2.7黏结滑移的本构关系

采用如下本构关系:

式 (1) 中:Qu按《钢结构设计规范》 (GB 50017—2003) 采用;S为滑移量。

Qu的计算式为:

式 (2) 中:As为栓钉截面积;Ec、fc分别为混凝土的弹性模量和抗压强度;f为栓钉强度。

3 有限元模型的建立和求解

本文根据构件实际情况建立起有限元模型, 约束模型一端节点的所有自由度, 从而模拟悬臂梁的固定端。在梁的自由端, 沿加载钢梁外侧的节点施加节点集中力等效合成扭矩, 在底部节点施加向上的节点力模拟施加的弯矩和剪力。同样采用弹簧单元来模拟外包钢与混凝土之间的黏结滑移, 不考虑混凝土的压碎情况。

4 有限元分析结果

由于篇幅限制, 本文仅截取SBD3 梁和SBD4 梁的部分成果图。SBD3 梁的扭矩-扭率曲线如图1 所示, SBD4 梁扭矩-扭率和跨中挠度曲线如图2 所示。

5 结论

本文运用ANSYS软件对新型外包钢-混凝土“T”形截面组合梁在弯剪扭作用下的构件进行了非线性有限元分析, 并与实验结果进行了对比, 得到如下结论:1非线性有限元数值方法能较好地对新型组合梁的弯剪扭性能进行模拟;2由于对混凝土材料本身性质的模拟与实际情况有一定的差距, 而且本文所采用的黏结滑移本构关系与实际滑移的情况也有差距, 所以无论是极限荷载, 还是变形曲线和试验, 均存在一定的误差, 因此, 需要对混凝土材料性质和滑移的模拟进行进一步的研究。

摘要：基于3根新型外包钢-混凝土“T”形截面组合梁在弯剪扭作用下的试验成果, 采用ANYSY参数化程序设计语言 (APDL) 编制了命令流, 对弯剪扭作用下组合梁的受扭性能进行了非线性有限元分析 (FEM) 。FEM分析考虑了钢筋与混凝土间的相互作用以及钢与混凝土间的相互作用, 较好地模拟了新型外包钢-混凝土“T”形截面组合梁的受力、破坏全过程, 从而验证了运用ANYSY对构件受扭性能进行模拟计算的有效性, 为组合梁设计提供了实用的计算软件。

关键词：混凝土,弯剪扭作用,有限元模拟,滑移模型

参考文献

[1]范旭红, 石启印, 马波.钢-混凝土组合梁的研究与展望[J].江苏大学学报 (自然科学版) , 2004 (1) .

[2]石启印, 马波, 李爱群.新型外包钢-砼组合梁的受力性能分析[J].实验力学, 2005 (1) .

[3]龚曙光, 谢桂兰.ANSYS操作命令与参数化编程[M].北京:机械工业出版社, 2004.

[4]郝文化.ANSYS土木工程应用实例[M].北京:中国水利水电出版社, 2005.

外包钢—混凝土组合梁 篇5

1 近似算法

1.1 截面等价代换法

截面等价代换法是假定钢与混凝土两种材料完全共同作用, 忽略界面滑移的影响, 将钢与混凝土的截面面积作内力等效代换, 使变形前后的面积上的应力对中和轴的合力矩保持等效。根据直梁挠曲线近似微分方程, 可得组合梁的挠度计算公式。

1.2 刚度内插法

Jonson等[1,2]提出采用部分抗剪连接进行组合梁设计, 并给出刚度内插法, 该方法是根据完全抗剪连接组合梁和纯钢梁的抗弯承载力, 按抗剪连接程度进行1/2次幂插值, 经插值得到的组合梁等效刚度为:

其中, sE为钢材弹性模量;Is为型钢截面惯性矩;Itr为组合梁换算截面惯性矩;∑Q为界面抗剪承载力的合力, Cf为混凝土截面应力的合力。

1.3 刚度折减法

聂建国等[3,4]对组合梁的界面滑移引进的附加挠度进行了研究, 通过建立相对滑移的微分方程, 得到不同加载条件下组合梁因滑移效应引起的附加挠度变形的一般公式, 提出的“刚度折减法”可以考虑滑移效应对组合梁挠度变形的影响。得到的折减刚度为:

l为组合梁跨度;sE、cE分别为钢材和混凝土的弹性模量;dc为钢梁截面形心到混凝土翼板截面形心的距离;p为栓钉间距;sn为栓钉列数;k为栓钉刚度;h为组合梁高度;cA、sA分别为混凝土翼板和型钢的截面积。

张莉华[5]利用刚度折减法, 根据完全抗剪连接组合梁及纯钢梁的挠度进行二次拟合, 得到部分抗剪连接组合梁的挠度计算公式:

其中, f为完全抗剪连接组合梁的挠度;fa为纯钢梁的挠度;r为抗剪连接程度;fe为不考虑滑移时组合梁的挠度。

1.4 组合系数法

王景全[6]等采用应力等效的简化方法, 分别推导了无剪力连接和完全剪力连接组合梁的组合系数, 该方法不需要进行截面换算, 将无剪力连接、部分剪力连接和完全剪力连接组合梁的挠度计算统一起来。根据内插方法的不同, 组合系数法分为线性内插和1/2次幂内插, 具体表达式为:

线性内插:

1/2次幂内插:

其中, Ic、Is分别为混凝土翼板和钢梁的截面惯性矩, hs2为钢梁上翼缘到钢梁中和轴的距离。

2 试验结果对比

根据本文列出的四种近似算法, 分别计算以抗剪连接程度作为控制变量的SCB-1、SCB-2和SCB-3三个试件在屈服弯矩作用下的挠度[7], 计算及比较结果详见表1。从表1的对比结果可以得出以下结论。

(1) 截面等价代换法得到的挠度值较试验值偏小, 且抗剪连接程度越小偏差越大。这是因为截面等价代换法忽略了混凝土翼板与钢梁之间的滑移效应, 而抗剪连接程度越低, 滑移效应对组合梁挠度的影响就越大。

(2) 当n/nf≥1时, 刚度内插法和组合系数法得到的挠度值与截面等价代换法一致。说明n/nf≥1的情况下, 刚度内插法和组合系数法也忽略组合梁界面滑移对挠度的影响。

(3) 刚度内插法和组合系数法得到的挠度值较试验值偏小, 但组合系数法在抗剪连接程度较低时有更高的精确度。

(4) 在抗剪连接程度较低的情况下, 1/2次幂内插组合系数法得到的组合梁挠度值较线性内插组合系数法得到的组合梁挠度值偏小, 此时选用线性内插组合系数法较为安全。

(5) 刚度折减法考虑了组合梁界面滑移对挠度的影响, 通过对刚度折减得到组合梁的挠度, 在抗剪连接程度较高时, 聂建国与张莉华提出的两种刚度折减法均与试验结果吻合较好, 但是当抗剪连接程度较低时, 聂建国提出的算法得到的挠度值较试验值偏小张莉华提出的算法得到的挠度值较试验值偏大。这是由于张莉华是在聂建国研究的基础上对抗剪连接程度较低的情况下的组合梁的挠度进行二次拟合。

3 结语

近年来, 一些学者通过研究钢-混凝土组合梁的滑移规律以及滑移对挠度的影响, 提出了钢-混凝土组合梁挠度的精确算法, 得到的理论值与试验值吻合较好。目前的精确算法均是通过建立界面滑移的微分方程得到, 计算过程繁杂, 因此在保证精确度的条件下, 近似算法应用性更广。本文介绍了截面等价代换法、刚度内插法、刚度折减法以及组合系数法这四种近似算法。经过与试验数据的对比分析, 可以看出由刚度折减法得到的完全抗剪连接组合梁挠度的计算值与试验值吻合较好, 而另外三种方法得到的结果均忽略了完全抗剪连接组合梁的滑移效应, 所得到的挠度计算值均较试验值偏小;在抗剪连接程度较小的情况下, 二次拟合的刚度折减法所得到的组合梁挠度值与试验值吻合较好。

摘要：介绍钢-混凝土组合梁挠度的几种近似算法, 通过与试验结果进行对比, 分析组合梁挠度与抗剪连接程度的相互关系, 总结各算法的适用范围及精确程度, 方便工程设计人员根据需要使用。

关键词：钢-混凝土组合梁,挠度,近似算法

参考文献

[1]Johnson R.P., Willmington R.T..Vertecal shear strength ofcompact composite beams[J].Proc.Instn.Civ.Eng.Suppl, 1972 (1) :1～16.

[2]Johnson R.P., May I.M..Partial-interaction design ofcomposite beams[J].The Structual Engineer, 1975, 53 (8) .

[3]Nie Jianguo, Cai C.S.Steel-concrete composite beams con-sidering shear slip effects[J].J.Structural Engineering-ASCE, 2003:495～506.

[4]聂建国, 沈聚敏, 余志武.考虑滑移效应的钢-混凝土组合梁变形计算的折减刚度法[J].土木工程学报, 1995, 28 (6) :11～17.

[5]张莉华.考虑滑移效应的钢-混凝土组合梁的挠度计算[J].结构工程师, 1998 (4) :21～23, 34.

[6]王景全, 吕志涛, 刘钊.部分剪力连接钢-混凝土组合梁变形计算的组合系数法[J].东南大学学报:自然科学版, 2005, 35 (s1) :5～10.

外包钢—混凝土组合梁 篇6

钢-高强混凝土组合梁 (以下简称组合梁) 是在钢结构和高强混凝土结构基础上发展起来的一种新型梁, 通常其肋部采用钢梁, 翼板采用混凝土板, 两者间用抗剪连接件连成整体, 抗剪连接件是钢梁与混凝土板共同工作的基础, 它沿钢梁与混凝土板的交界面设置。混凝土抗压强度较高而抗拉强度很低, 即使是钢筋混凝土板受拉后也容易出现开裂问题, 宜用于受压环境;钢材的抗拉、抗压强度均很高, 因此钢结构构件的截面一般较小而且常采用宽而薄的板材, 受压时易屈曲, 所以钢梁的设计必须考虑稳定问题。两种材料按组合梁的形式结合在一起, 可以避免各自的缺点, 充分发挥两种材料的优势, 形成强度高、刚度大、延性好的结构形式。同混凝土结构相比, 它可以减少自重, 减轻地震作用, 减少构件的截面尺寸, 增加有效使用空间, 降低造价, 节约模板并减少支模工序从而缩短施工周期, 还可以增加结构的延性, 同钢结构相比, 它可以减少用钢量, 增加刚度, 增加稳定性和整体性等, 因此在高层结构中得到广泛应用。

我国《钢结构设计规范》 (GB50017—2003) 中, 对组合梁抗弯设计相关规定时, 只考虑一般的工字梁对结构失稳, 并没有考虑到混凝土板对钢梁的约束作用。在计算组合梁的强度、挠度和裂缝时, 并没有考虑板托截面。在连续钢-高强混凝土组合梁中, 在其负弯矩区, 钢梁不仅承担很大一部分的剪力, 而且在混凝土板的作用下还会产生弯曲变形, 这些规范都没有考虑到, 其实在计算钢与高强混凝土组合梁时, 我们应考虑楼板与工字梁的协同变形影响。

2 工程概况

某厂房长105m, 宽45m, 面积约2×104m2, 楼盖采用钢梁-高强混凝土楼盖组合形式, 焊接工字钢梁, 其中15m为标准主梁一跨, 5m为次梁一跨;45m之内设9道次梁, 梁高1.5m, 工字梁采用I16, Q345B, 板厚200mm, 混凝土强度等级C60, 双层双向配筋, 板上恒载10k N/m2, 活载5k N/m2, 厂房立面图如图1所示。

3 SAP2000模型建立

利用有限元软件SAP2000对组合梁弯矩承载力以及其他各项指标进行分析, 考虑楼板与工字梁的协同工作, 但是忽略初始应力损失。梁板采用壳单元进行模拟, 通过采用共同节点实现梁板之间的连接, 结合此工程进行3种不同条件下的约束: (1) 板沿四周固定, 多根梁一起, 不加任何力的情况作用下, 考虑其中协调变形影响; (2) 根据实际工程的梁和楼板的布置, 将梁的抗弯刚度取值取到原来的2.6倍 (将梁对楼板中心取惯性矩) ; (3) 按照SAP2000规定程序, 将梁向-Z方向移动0.5m (将梁顶和楼板面平齐) 。

为了更好地研究钢-高强混凝土组合梁, 取3跨×2跨梁板进行结构分析, 长向跨度8m, 短向跨度2m, 高强组合梁截面H300mm×200mm×20mm×30mm, 计算模型见图2、图3。

4 模型分析

依据模型建立与分析, 在板沿四周固定多根梁时, 不加任何力的情况下, 其变形时的弯矩是非常小的, 如图4所示。此时只有本身的自重, 板在梁处的弯矩M11为-3.5k N·m, 跨中5k N·m, 梁为-85.75k N·m, 跨中46.7k N·m。当根据实际工程的梁和楼板的布置, 将梁的抗弯刚度取值取到原来的2.6倍 (将梁对楼板中心取惯性矩) , 此时需考虑板与梁的协同变形影响, 变形情况如图5所示。

此时板在梁上的M11为-15k N·m, 跨中13k N·m, 梁为-103.75k N·m, 跨中65k N·m。按照SAP2000规定程序, 将梁向-Z方向移动0.5m (将梁顶和楼板面平齐) 。此时就需要考虑到侧方向的刚度对混凝土板以及钢梁的影响。这时楼板承担了此部分自重, 但是弯矩却减小了。此时, 板在梁上的弯矩M11为-8.5k N·m, 跨中12k N·m, 梁为68.54k N·m, 跨中37.5k N·m。结果表明, 由于上翼缘板的作用, 在其下端会产生负弯矩, 同时会出现失稳, 对于同种工况下不同的条件施加不同的力, 组合梁弯矩也有一定量的改变。采用加大工字梁的截面尺寸来控制钢-高强混凝土组合梁下端弯矩的增加, 使其能够更均匀地受力, 从而确保不发生屈曲破坏。

5 结论

对于钢—高强混凝土组合梁, 由于上翼缘板的作用, 在其下端会产生负弯矩, 同时会出现失稳。结合某实际工程, 根据工程中梁板实际受力的情况, 利用有限元软件SAP2000对于同种工况下不同的条件组合梁施加不同的荷载, 其弯矩有所改变。结果分析表明, 加大工字梁的截面尺寸来控制钢—高强混凝土组合梁下端弯矩增加, 让组合梁受力更均匀, 防止发生屈曲破坏, 以此来保证钢-高强混凝土组合梁的安全性。

摘要：钢-高强混凝土组合梁抗弯承载力对组合梁的结构设计很关键, 组合钢梁上翼缘受混凝土楼板约束, 其承载力必然受到一定的限制, 此外, 在连续组合梁的负弯矩区, 随着荷载不断增加, 整个结构就会在负弯矩区会发生破坏。为了避免这种破坏的产生, 利用通用有限元程序SAP2000对钢-高强混凝土组合梁进行了抗弯承载力分析, 研究其抗弯承载力的影响因素, 有利于确保钢-高强混凝土组合梁的安全性。

关键词：抗弯承载力,钢-高强混凝土组合梁,SAP2000

参考文献

[1]GB50017—2003钢结构设计规范[S].

[2]朱聘儒.钢—混凝土组合梁设计原理[M].北京:中国建筑工业出版社, 1989.

[3]马怀忠, 王天贤.钢与混凝土组合结构[J].北京:中国建材工业出版社, 2006.

外包钢—混凝土组合梁 篇7

钢—高强钢纤维混凝土组合梁是在普通钢—混凝土组合梁的基础上,加入钢纤维使二者的性能有机结合而形成新型钢—混凝土组合结构体系。它克服了高强混凝土延性较差的缺点,有效防止了负弯矩区混凝土的开裂和混凝土的裂缝宽度。试验研究表明,若在组合梁桥中使用钢纤维高强混凝土,可以提高全桥的整体稳定,并使桥面板的耐磨、抗渗、抗腐蚀性能得到有效提高。

在连续组合梁桥的中间支座附近,组合梁受负弯矩作用,桥面处于受拉状态,负弯矩区的混凝土板很快因开裂退出工作。开裂后的混凝土板,使组合梁的刚度减弱。倘若裂缝较大,有害物质可能会通过裂缝渗入到混凝土中,严重腐蚀、锈蚀钢筋,严重地降低了组合梁的耐久性,增加维护养护工作的困难。因此,在负弯矩作用下,对于研究连续混凝土板裂缝的发展、分布规律、控制方法和连续组合梁的承载能力是非常有必要的。

1 试验方法和研究

本文通过对2根HPFRC组合梁和1根普通混凝土的T形简支组合梁的反位试验(见图1),研究处于负弯矩区的混凝土翼缘板的开裂过程以及裂缝的计算方法。由于普通混凝土梁和HPFRC梁的裂缝发展过程不同,因此将夹式应变计安置在跨中纯弯段,随着荷载增加来测量裂缝的产生、发展全过程。夹式应变计的测量范围是1 000 mm,每个夹式应变计的测量长度是100 mm,纯弯段长度是800 mm,需布置夹式应变计共10个。

1.1 普通混凝土与HPFRC组合梁静载试验

普通混凝土组合梁:

首先进行预加载,然后按每级20 kN荷载分级进行连续加载。加载至混凝土发生开裂后,按每级荷载50 kN进行加载;当钢筋达到屈服时,采用位移控制加载。继续加载至普通混凝土组合梁两侧的纯弯段内出现裂缝时,此时荷载约为100 kN。当试件一侧面出现贯通裂缝时,此时荷载约为120 kN。当贯通裂缝出现后随荷载的增加,普通混凝土试件的两侧相继出现大小不一的裂缝,裂缝发展较为缓慢,如图2所示,荷载—位移曲线斜率发生突变;继续加载,试件出现明显弯曲,裂缝不断发展但裂缝之间的距离却基本不变;荷载加至1 000 kN左右时,跨中的下部钢筋屈服,停止加载,并分级卸载,实验结束。

HPFRC组合梁:

首先进行预加载,方法如前所示。如图2所示,开始加载时,荷载—位移曲线呈线性关系,此时HPFRC组合梁处于弹性阶段。当荷载加至140 kN左右时,荷载—位移曲线斜率发生了变化,此时HPFRC组合梁处于弹塑性阶段。当荷载加至1 000 kN时,荷载—位移曲线斜率发生突变,此时HPFRC组合梁处于塑性阶段。

1.2 荷载—位移曲线

如图2所示为组合梁的负弯矩区的实测荷载—位移曲线。弹性阶段,由于翼缘板未发生开裂,钢纤维作用没有得到发挥;弹塑性阶段,出现裂缝,钢纤维开始发挥作用,延缓了裂缝出现的时间,并抑制裂缝的发展;塑性阶段,由于试件出现主裂缝,主裂缝处的钢纤维逐渐被拔出,充分发挥了钢纤维的阻裂增强作用。由试验可得出,钢纤维的加入,增强了HPFRC组合梁的抗裂性能,并有效控制了正常使用荷载下的裂缝宽度。

图3为在不同荷载作用下的挠度曲线。从图3中可以看出,荷载达到1 200 kN以前,挠度增长速率几乎相同。HPFRC梁的延性明显高于普通混凝土组合梁。

1.3 混凝土翼缘裂缝分布曲线

混凝土翼板在负弯矩的作用下,处于组合梁的下部受拉区。由图4可知,当裂缝宽度为0.1 mm时,HPFRC基本上达到极限荷载,而普通混凝土组合梁承受荷载约为HPFRC的20%;裂缝宽度为0.2 mm时普通混凝土组合梁承受荷载约为HPFRC的40%;当裂缝宽度小于0.3 mm时,裂缝发展会比较缓慢。当裂缝宽度大于0.3 mm时,裂缝随荷载的增加迅速发展,超出了结构构件在正常使用极限状态下的允许范围。

当荷载级别相同时,普通混凝土组合梁明显大于HPFRC梁的裂缝平均宽度。在HPFRC梁中,裂缝宽度前期发展比较均匀,然而在钢纤维被拔出后裂缝宽度迅速增加。显然HPFRC与普通混凝土组合梁的在纯弯段内的最大裂缝宽度基本相同,但由于HPFRC裂缝分布均匀,使其最终平均裂缝宽度远小于普通混凝土组合梁。

2 结语

1)HPFRC组合梁在钢筋屈服前,荷载挠度曲线与普通混凝土的挠度曲线几乎相同。而在钢筋屈服,由于钢纤维掺量的加入,挠度曲线比普通混凝土略有提高,明显改善了HPFRC组合梁的延性。

2)HPFRC梁与普通混凝土相比较,裂缝发展相对较为缓慢,说明钢纤维的阻裂作用得到充分的发挥,使混凝土裂缝的发展能够得到明显抑制,钢纤维的阻裂作用在荷载较小时作用不明显,但是在荷载较大时的作用十分明显,本试验表明,能使裂缝宽度比普通钢筋混凝土梁降低40%左右,在正常使用荷载下,钢纤维的加入增强了HPFRC组合梁的抗裂性能,并有效控制了正常使用荷载下的裂缝宽度。

3)HPFRC组合梁明显高于普通混凝土组合梁负弯矩区的承载力,钢纤维加入高强混凝土明显提高了梁的整体刚度,增强了HPFRC组合梁的韧性。

摘要：对钢—高强钢纤维混凝土组合梁的抗裂性能及其裂缝开展宽度进行反位试验研究,研究了高强钢纤维混凝土在各个加载阶段的裂缝开展情况。研究表明,高强钢纤维混凝土具有开裂荷载较高、相同加载水平条件下裂缝宽度较小、相同挠曲变形时裂缝比较密集、最大裂缝宽度较小的特点,且达到使用极限状态时荷载水平较高。

关键词：钢—高强钢纤维混凝土组合梁,荷载位移全曲线,裂缝开展宽度

参考文献

[1]兴邦,姚晓飞,徐岳.连续组合梁桥负弯矩区极限抗弯承载力计算方法研究[A].全国既有桥梁加固、改造与评价学术会议论文集[C].2008.

[2]吴振声.钢—混凝土组合梁负弯矩区混凝土板裂缝研究[J].哈尔滨建筑工程学院学报,1993,26(1):56-57.

[3]刘文会,常广利.钢—混组合连续梁负弯矩区开裂弯矩的研究[J].公路工程,2010(3):19-21.

[4]刘坚,周东华,王文达.钢与混凝土组合结构设计原理[M].北京:科学出版社,2005.

钢—混凝土组合结构的研究 篇8

1 钢—混凝土组合结构受扭分析

试验持续过程可以分为四个阶段:1) 线弹性发展阶段。在这个阶段中可以发现, 组合梁平衡扭矩的方式是通过翼缘正截面上存在的剪应力来达到, 此时作用在钢梁自身的扭矩相对很小。2) 当钢梁截面的主拉应力超过混凝土自身的抗拉强度时, 混凝土表面开始出现裂纹, 组合梁受到的扭矩突然增大, 在应力—应变曲线上形成明显的台阶状。3) 随着外界作用在组合梁上的荷载不断增大, 混凝土表面的裂缝不断发展变宽变长, 此时组合梁的抗扭强度不断下降, 因扭动产生的变形加快, 当荷载达到一定值时组合梁内部箍筋开始屈服。4) 在荷载不断增大的过程中, 混凝土翼缘板上开始出现分布均匀的斜裂缝并逐渐贯通截面上下, 进入不稳定的发展阶段, 部分混凝土因受压扭开始破坏, 脱离主体, 内部钢筋也开始屈服, 此时组合梁完成受扭破坏。受扭承载力影响因素分析:组合梁承受的弯矩主要由混凝土翼板承担, 综合考虑分析得极限承载力的主要影响因素是翼板的截面面积, 如果提高翼板构件的厚度可以发现组合梁的受扭承载力会显著提高, 相对提高翼板厚度来说增加配箍率对承载力的提升影响很小。实验中, 当各方面作用相同时, 组合梁的抗扭承载力是在配箍率为0.5%左右时达到最大, 其他配箍率情况对承载力影响也不是很大。

2 钢—混凝土抗火性能分析

为分析钢—混凝土的抗火性能, 特将荷载分为五个等级, 按分级加载至最大荷载。在实验中发现, 点火升温一段时间后, 钢—混凝土试件背火面有水层冒出。30 min后随着温度的持续升高水分开始蒸发, 水蒸气从混凝土表面和钢板的结合处的缝隙中流出, 随着时间的增加水蒸气量渐渐增大, 出现水雾现象。大约40 min后出现在混凝土表面的水层开始减少并逐渐消失。1 h左右, 由于混凝土内部存在的水分在高温下蒸发, 但有部分水蒸气在混凝土的堵塞下不能从裂隙中冒出, 此时在混凝土的封闭空隙中积聚产生了蒸汽高压, 高压的存在使混凝土开始爆裂, 伴随着的是轻微的混凝土爆裂声, 部分混凝土碎片随着爆裂离开试件主体。观察组合试件的顶部并未发现特别明显的裂缝产生, 对比此时试件与常温下没有明显的不同。实验再持续10 min混凝土顶面开始出现了一条贯穿试件的主裂缝, 这条裂缝使试件的承载力显著下降, 继续观察其他部位, 这些部位只是出现细小裂缝, 没有出现严重的破坏。最为明显的变化是在跨中出现防火保护层脱落的现象。根据此现象推知跨中的变形最大, 位移变形达到试件跨度的1/20, 对钢—混凝土抗火性能的影响最为严重, 因为破坏试件无法继续承载, 此时组合试件的两端出现钢板因受热不断膨胀而与混凝土脱开发生破坏。

实验结果分析:对于组合梁来说, 混凝土表面一旦出现了贯通上下的主裂缝就标志着梁已经破坏。主裂缝的出现伴随着表层混凝土的脱落, 混凝土内部的型钢暴露出来, 开始接触外部的高温作用, 型钢在高温作用下出现软化, 部分型钢在高温作用下出现了较明显的变形屈服。实验结果分析显示, 在跨中跨度达到试件跨度的1/20时试件的变形速度加快, 作者认为在高温条件下, 跨中挠度变形超过1/20即可认为组合梁已经丧失耐火能力。

3 钢—混凝土组合结构节点抗震性能分析

为研究组合梁与柱连接处的抗震能力, 特进行实验加载分析。先在柱的两端施加竖向荷载, 模拟地震发生时的竖向荷载, 与此同时在组合梁的两端加入大小不断变化的荷载。荷载持续加入一段时间, 观察梁和柱的变化发现, 在反向荷载加入到20 k N左右的时候, 在组合梁与柱连接的表面处开始出现不明显的细小裂缝, 荷载继续施加, 随着时间的延长裂缝不断发展, 同时裂缝的宽度和长度均有明显增大, 发展良好。继续增加荷载, 因为连接处受力复杂, 在外力的不断作用下, 连接处变成了塑性铰出现变形。在塑性铰形成的同时, 混凝土表面出现了上下贯通的裂缝, 内部钢筋暴露出来, 在重复荷载的作用下钢筋开始屈服, 屈服后钢筋继续承受荷载作用, 因为钢筋强化作用的存在, 组合梁可以继续工作, 一旦钢筋达到抗拉强度便开始破坏, 这也标志着组合梁的彻底破坏。再观察节点处, 节点的核心区域并未出现斜裂缝, 作者认为柱的刚度比梁的刚度大得多, 钢梁的腹板在没有达到屈服时柱的剪切变形也很小。继续加大荷载, 在柱的表面出现了不断发展的竖向裂缝, 柱子也开始发生破坏。当梁与柱的连接处开始出现轻微的裂缝时节点即可认为是破坏。此实验按照“强柱弱梁节点更强”的原则进行。

实验结果分析:组合梁与柱的连接处和混凝土梁柱节点略有不同, 因为组合梁与柱的连接处存在型钢, 在荷载的作用下承载力和刚度比混凝土都要大, 混凝土发生破坏时, 型钢可以替代混凝土继续承载工作, 充分说明了组合梁与柱的节点的延性也更强, 可以避免节点在复杂荷载作用下发生脆性破坏。

4 结语

钢筋混凝土组合梁与普通混凝土对比有很大优势, 实验过程也表明混凝土组合梁拥有较轻的自重, 刚度也更大, 承载力提升明显, 在抗震方面的抗性也更强。可以广泛的应用在工业厂房、高层建筑等大型结构中, 随着我国建筑行业的快速发展, 钢筋混凝土组合梁也得到了设计、施工单位的认可, 其广泛推广和应用也必将带来更好的综合效益。

参考文献

[1]杜德润.外包钢—混凝土组合梁研究进展[J].建筑技术, 2007, 38 (9) :61-62.

[2]聂建国.钢—混凝土组合梁在我国的研究及应用[J].土木工程学报, 1999, 32 (2) :109-110.

[3]刘煜.钢—砼组合梁在现代工业建筑中的应用[J].长三角, 2009 (14) :25-26.

[4]余小燕.组合梁截面特点对设计方法的影响[J].四川建筑, 2005 (1) :49-51.

[5]李剑.苏拉马都大桥主桥抗风支座与抗震挡块协同受力分析[J].公路, 2011 (1) :17-18.

[6]陈波.一种新型组合结构——组合式空腹板[J].贵州工业大学学报 (自然科学版) , 2002 (5) :83-84.

外包钢—混凝土组合梁 篇9

某钢结构厂房,建于1940年,为一大型多层钢结构厂房,且全部结构为铆接结构。该厂房经多年使用,并由于水的腐蚀作用,破损十分严重。在改造设计中,除要求对原有结构加固补强外,由于工艺流程的变更较大,部分楼层要改造,部分楼层新建,部分拆除,且要解决钢构件的防腐蚀问题,改造技术较为复杂。为此,我们采用了外包钢混凝土结构方案来改造此厂房,结构简单,施工方便,经济效益十分明显。实践证明,应用外包钢混凝土结构来改造这样的厂房,效果较好。

该厂房东西长90m,南北宽24m,厂房高33.9m,中央部分为7层,东西两翼对称,分别为5层和3层,从厂房的平面布置到楼层层次的分布,参差不齐。整个厂房负荷大而且复杂,厂房结构的骨架全部由钢柱钢梁组成,钢柱大部分为工字形实腹柱及型钢格构柱;钢梁大部分为工字形钢梁及组合断面梁。梁柱连接及梁柱构造全为铆接。楼板为现浇钢筋混凝土,楼板与钢梁上表面平接(见图1)。

由于厂房使用年代久远,工艺流程改变,引起厂房多次改造而形成梁柱断面缺损,水及空气对钢结构腐蚀大,地震影响等等,其破损十分严重,大致情况如下:(1)钢柱破损。大量柱子长时处于水的浸蚀之下,楼面上常年积水,柱脚腐蚀十分严重,钢柱的翼缘及腹板已腐蚀成多层片状或形成空洞。(2)钢梁破损。凡是受水影响的楼层,铁锈几乎布满整个钢结构的外露部分,部分钢梁腹板腐蚀成空洞,部分钢梁在支座外腹板完全破坏形成十分危险的状态,少数钢梁被局部切割或已失稳形成挠曲状态。(3)支撑系统破损。整个厂房无一完整的支撑系统,在长期生产过程中,部分支撑被盲目拆除,底层部分支撑,同于地震力的作用,与钢柱的连接被拉开,另一些支撑,其受压的一肢已呈弯曲失稳状态。

纵观整个厂房结构,其破坏状态严重,不少主要承重构件,失去了应有的承载能力,不少连接节点破坏,只是由于厂房结构的整体作用才未发生较大的事故。

1 外包钢混凝土结构的设计与构造

该工程的改造设计,技术问题较多,其主要原因为:钢梁钢柱组成的厂房骨架系统变化较大,且又是铆接结构,钢柱从上到下,多次变更截面形式和尺寸,由此钢梁虽然轴线尺寸相同,但净跨各不相同;梁柱构件破损严重。

综上所述,如采用钢结构加固,必将使加固构件类型多,型式各异,除锈及焊接工作量大,连接构造困难更大,考虑到这些因素,故采用外包钢混凝土为主的改造方案。钢柱及连接点均包入混凝土中,而新的外包钢混凝土柱断面尺寸统一,排除了原柱断面型式不同,尺寸不一而引起的钢梁尺寸各异的缺陷,统一了构件类型,简化了制造及安装工作,更好地保证了整个骨架的强度及稳定。其主要构造如下:

1.1 柱构造

原设计厂房柱全部为钢柱,纵横两个方向柱距为6.0m,柱子断面开形式各异,大部分为工字形、槽形及角钢组合断面形式,也有单独的工字形断面。在这次加固中,对不同截面的柱,都采用了在原有钢柱外四角加4个角钢,在角钢范围内现浇混凝土(见图2),用10mm厚钢板连接形成了外包钢凝土、柱加固后上下柱采用插入式连接(见图3)。

其优点如下:(1)不受原厂房钢柱截面形式、方向、尺寸不同的影响,按荷载大小统一了新加固柱断面尺寸。(2)柱断面尺寸统一以后,相应的梁格的尺寸也得到了统一,简化了加固工作。(3)避免了原有铆接钢柱与新加钢柱连接构造的困难。(4)统一节点构造,大量减少焊接工作量。

1.2 梁格的加固处理

(1)需加固的楼层处理。其钢筋混凝土楼板,一般没有变更的必要,但板下的钢梁已腐蚀破损十分严重,必须加固处理,处理该楼层时,在原有主梁两侧加托钢梁,以支承次梁及整个钢筋混凝土楼面(见图4)。这样处理后,不再加固原有破损的主梁,且减小了次梁的跨度,提高了承载能力,保留了楼板结构。这样做简单易行,施工进度快,质量好。

(2)改建楼层的处理。对于部分楼层,由于工艺流程的要求,原有楼层梁板布置不能适应需要,再加上原有结构的破损,必须进行改建。在考虑加固方案时,由于采用了包钢混凝土柱结构加固方案,梁也采用插入式与柱连接,即将主梁梁头放置在钢柱一肢的外缘或内缘承托角钢上,梁头插入柱混凝土内150mm左右,这样大大简化了连接构造,而原结构中由于各种原因引起的梁长度不等,也由于柱中心距统一,柱断面统一而尺寸统一了,加固后梁柱的连接构造(见图5)。

1.3 支撑系统加固处理

原厂房支撑系统残缺不全,形不成完整的支撑系统。在改造设计中,重新布置了新的支撑系统,保证了整个厂房骨架的稳定,支撑系统构件与柱连接,采用安装螺栓加焊接的方法与外包柱的角钢连接。

2 结论

原末煤车间厂房破损十分严重,由于采用了外包钢混凝土结构方案改造原厂房,使整个厂房形成了一个几乎全新的钢及混凝土骨架构成的厂房,其特点是结构简单,施工方便,经济效益十分明显,在改造类似的厂房时可供参考。

参考文献

[1]李敬业,陈丽华,顾亚林.外包钢混凝土梁的应用及施工技术[J].石油工程建设,1983,(05).

[2]钟定树,李敬业.外包钢混凝土梁耐火性能的试验研究[J].工业建筑,1986,(01).