试验模型

试验模型（精选12篇）

试验模型 篇1

摘要：以罗浮山东江博罗大桥为实体桥,利用相似原理、方程分析法和量纲分析法,对该系杆拱桥进行相似分析,建立钢箱拱桥试验模型,再利用方程分析法,求弹性模量和密度需满足的条件,为碳纤维吊、系杆在拱桥中的推广应用提供了可靠的理论依据。

关键词：相似分析,拱桥,模型

为了对碳纤维筋系杆拱桥的受力性能进行试验研究(桥梁结构施工过程中的动静力特性试验研究,成桥状态动静力特性试验研究),并与普通高强钢绞线吊、系杆拱桥的受力性能进行对比分析,本试验以实体罗浮山东江博罗大桥为实体原型建立碳纤维系杆拱桥试验模型,为碳纤维吊、系杆在拱桥中的推广应用提供详实的试验数据与可靠的理论依据。模型缩尺比为10∶1,吊、系杆均采用碳纤维,桥面板用C30混凝土,其他全用Q235q钢。试验内容包括静力和动力两大部分。静力部分包括施工过程的模拟、成桥状态下位移、内力、应力等各种工况的最不利加载试验以及最大悬臂状态下的稳定试验;动力部分主要测试结构的自振频率、振型和阻尼比。

1工程概况

罗浮山东江博罗大桥主桥为100 m跨和60 m跨的系杆拱桥,净矢跨比为1/6。100 m跨系杆拱拱圈为箱形钢筋混凝土截面,箱高1.8 m,宽1.5 m,顶底板厚30 cm,顶底板在拱脚附近加厚为40 cm,跨中设两道一字风撑。系杆梁为预应力混凝土箱形截面,高2.2 m,宽1.5 m,顶底板厚25 cm,在端部设横系梁将拱肋和系杆梁连成整体。桥面系为现浇预应力混凝土梁格体系。吊杆纵向间距为5 m,为标准强度1 670 MPa,54ϕ7高强平行钢丝,吊杆安全系数为3.0。下部结构:中墩基础为6根直径1.5 m的钻孔灌注桩,交界墩基础为6根直径1.5 m的钻孔灌注桩基础,都是双排布置,按嵌岩桩设计。中墩墩身为大悬臂空心墩;墩身由下向上截面等厚由11.0 m逐渐加宽为12.0 m。顺桥向墩身宽为4.0 m,在墩帽顶加宽为4.5 m。边墩采用薄壁实体墩身,顺桥向墩宽为1.0 m。主桥桥面布置:2.0 m(拱肋)+7.95 m(机动车道)+0.6 m(中央分隔带)+7.95 m(机动车道)+2.0 m(拱肋)。

2模型设计相似分析

2.1 选择模型类型

根据试验目的,模型用以对桥梁结构施工过程中的动静力特性进行试验研究,成桥状态动静力特性试验研究以及吊、系杆受力变化的试验研究,所以选用弹性模型[1]。

2.2 静力相似性

本模型作为弹性模型设计,首先需确定相似常数(包括几何相似常数CL和弹性模量相似常数CE),而其他的物理量相似常数都是CL和CE的函数。对于其他的物理量的相似常数,通过量纲分析的方法,可以得到:

Cσ=CE,Cμ=1,Cρ=CE/CL,Cε=1,Cδ=CL,Cϕ=1

CA=C2L,CI=C4L,CF=CEC2L,Cq=CECL,CM=CEC3L (1)

其中,σ,E,μ,ρ,ε分别为应力、弹性模量、泊松比、比重、应变;L,δ,ϕ,A分别为几何尺寸、线位移、角位移、面积;F,q,M分别为集中荷载、线荷载、弯矩。

2.3 动力相似性

弹性结构动力模型试验,要服从弹性的规律。因为在振动时有惯性力,为使惯性力的缩尺比不会与力的缩尺比发生矛盾,要求桥梁动力模型试验的变形与原型相似。这样一来,就取消了一个可自由选择的基本量,而只有两个比例尺寸可以选择。对于振动问题,取定长度L、时间T、力F作为3个基本量纲,采用量纲矩阵的分析方法根据相似第二定理,求取π因子建立各物理量的关系。这些物理量的一般函数形式为F(H,d,ω,ρ,μ,a,L,F,v,E)=0,用π来表示这个无量纲:π=HadbωcρdμeafLgFhvlEm,基本量纲为F,L,T(采用力量系统),则其量纲矩阵为:

由上面π式中各指数间关系联立方程为:

移项得:c=2d-2f-l;b=-a+4d-f-g-l+2m;h=a-d-m。列出π矩阵:

得到相似判据为:

将π'2与π7结合可得

本文考虑的为理想模型,目的是要模拟惯性力、恢复力和重力三种力的相似,因此对模型材料的弹性模量和密度的要求较严格,需要满足的条件是CE/(CgCρ)=Cl。因实桥和模型桥处于同一重力场中,Cg=1,故有CE/Cρ=Cl:

由上式联立相似判据π2得:$C{}_{\omega }=\sqrt{C{}_E/C{}_l/C{}_{\rho }}$。

由以上相似判据可得动力学理想模型的相似常数:

Cσ=CE,Cε=1,Cμ=1,Cρ=CE/CL,Cδ=CL,Cϕ=1,

CF=CEC${}_L^2$,Cω=C${}_L^{-1/2}$,Ca=1,Cg=1,Cv=C${}_L^{1/2}$,Ct=C${}_L^{1/2}$。

3模型相似常数确定

3.1 静力模型相似常数

设CL=1/10,CE=1(为统一弹模采用CE=1)则有:

$C{}_{\sigma }=C{}_E=1,C{}_{\rho }=C{}_E/C{}_L=10,C{}_{\epsilon }=1,C{}_{\delta }=C{}_L=\frac{1}{10},C{}_{\text{ϕ}}=1$,

CA=C${}_L^2$=1.0×10-2,CI=C${}_L^4$=1.0×10-4,CF=CEC${}_L^2$=1.0×10-2,

$C{}_q=C{}_{E}C{}_L=\frac{1}{10},C{}_{{\rm M}}=C{}_{E}C{}_L^3=1.0\times 10{}^{-3}$。

3.2 动力模型相似常数

$C{}_{\sigma }=C{}_E=1,C{}_{\epsilon }=1,C{}_{\rho }=C{}_E/C{}_L=10,C{}_{\delta }=C{}_L=\frac{1}{10},C{}_{\text{ϕ}}=1,C{}_a=1,C{}_g=1,C{}_F=C{}_{E}C{}_L^2=1.0\times 10{}^{-2},C{}_{\omega }=C{}_L^{-1/2}=\sqrt{10},C{}_v=C{}_L^{1/2}=\sqrt{10}/10,C{}_t=C{}_L^{1/2}=\sqrt{10}/10$。

由于实型是由预应力筋(系杆)、平行钢丝(吊杆)、混凝土等材料组成的,而模型选材时系杆采用碳纤维(弹性模量相似比C′E=1.311/2.06=0.636 4),吊杆采用碳纤维(弹性模量相似比C″E=1.311/2.05=0.639 5),拱肋和主梁采用钢材(弹性模量相似比CE=2.06/0.325=6.338 5),因而同一结构中各处弹性模量比不相同,若把E作为单独的物理量来分析相似关系则较难处理。从以相似分析得到的相似准数中可见,E与A,I,W几乎同时出现,因此把EA,EI,EW作为复合物理量。由于EA,EI反映的是结构的轴向和弯曲刚度,因此,该方法称之为“刚度相似”法。

选定CP=C${}_L^2$,Cδ=CL,并且已知CE(各部分不相同,以主拱弹模相似比为基准换算),以材料自重作为外荷载,有ρAL=P,可得相似准数: ρAL/P=1。

由相似分析得到的相似准数及上式相似准数可推出:

CEA=C${}_L^2$,CEI=C${}_L^4$,CEW=C${}_L^3$,CM=C${}_L^3$,Cϕ=1,Cε=1,Cσ=CE,Cγ=CE/CL;

由CEA=C${}_L^2$以及C′E=1.311/1.95=0.672可得系杆CA系=1.571 3×10-2;

由CEA=C${}_L^2$以及C″E=1.311/2.05=0.639 5可得吊杆CA吊=1.563 7×10-2;

由CEA=C${}_L^2$以及CE=2.06/0.325=6.338 5可得拱肋和主梁CA拱和CA梁:

CA拱=CA梁=1.577 7×10-3。

4模型尺寸算定

4.1 模型总体尺寸

模型模拟中跨,模型拱桥全长10 m。主拱矢高2 m,矢跨比1/5。拱曲线为悬链线,m=1.543。桥宽为2.05 m:0.2 m(拱肋0.15+0.05路缘)+1.65 m(车道)+0.2 m(拱肋)。

4.2 拱肋尺寸

拱肋采用矩形钢梁断面形式,高180 mm,宽150 mm。顶底板及腹板厚度相同。原型拱肋面积A=1 650 000 mm2。则模型拱肋面积为:A拱=2 603.155 34 mm2,则得板厚x=4.04 mm。即:拱肋顶底板及腹板厚度为4 mm。

4.3 主梁尺寸

主梁也采用矩形钢梁断面形式,高220 mm,宽150 mm。顶底板及腹板厚度相同。原型主梁面积A=1 662 500 mm2,则模型主梁面积为:A拱=2 622.876 mm2,则得板厚x=3.615 mm。即:主梁顶底板及腹板厚度为3.6 mm。

4.4 横梁尺寸

原桥为每隔5 m一道横梁,共18道。横梁高185 cm(含20桥面板),厚30 cm,与主梁连接处加厚到40 cm。模型横梁采用工字型钢,和原型一样在每道吊杆处设一道,共7道(不记拱脚横撑)。原型每道横梁面积A=555 000 mm2,共有9 990 000 mm2。则模型拱肋面积为:A横梁=15 760.922 mm2,模型每道横梁面积2 251.560 mm2,综合考虑,采用HN175×90×5/8工字型钢,即高为175 mm,翼板厚度为8 mm,腹板厚度为5 mm。这种型钢的面积为2 304 mm2。原桥梁端设有箱形横系梁,高1.85 m(含20桥面板),宽为2 m。顶底板厚为20 cm;腹板厚为30 cm,在与拱肋相接处加厚为40 cm,原型每横系梁面积A=1 430 000 mm2,则模型每道拱脚横系梁面积为:A横梁=2 256.068 mm2,采用箱形截面高175 mm,宽200 mm,设顶底板及腹板厚度相同,则得板厚x=3.056 mm。

4.5 拱肋跨中一字风撑

原桥跨中设有一道一字风撑,高180 cm(含20桥面板),宽200 cm,顶底板厚30 cm,腹板厚20 cm。原型风撑面积A=1 220 000 mm2,则模型每道拱脚横系梁面积为:A横梁=1 924.757 mm2。采用箱形截面高180 mm,宽200 mm,设顶底板和腹板厚度相同,得板厚x=2.567 mm。

4.6 系、吊杆尺寸

由CA吊=C${}_L^2$/C″E=1.563 7×10-2得:

A总吊=584.929 326 1 mm2。

考虑到市场上只有直径为3.5,5,7,10,12,14的碳纤维,以上面积折算碳纤维根数及尺寸见表1。综合考虑各方面因素,采用每边用7根ϕ10碳纤维吊杆的方案。此时,吊杆间距为1.25 m。系杆尺寸及根数由张拉预应力大小决定,经计算模型每边张拉预应力10 t,考虑到0.5的安全系数,采用每边2根ϕ7碳纤维系杆的方案。

根据上述理论分析结果,最终实验模型如图1所示。

5结语

模型利用相似原理、方程分析法和量纲分析法,对博罗系杆拱桥进行了相似分析,详细分析了建立CFRP吊系杆钢箱拱桥试验模型的过程。通过把EA,EI,EW作为复合物理量解决了结构模型中弹性模量比不同所带来的问题,为以后建立同类结构模型提供理论依据和实践经验。

参考文献

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试验模型 篇2

自由飞试验模型惯性矩的测定

作者根据多年来自由飞试验的实践,叙述了自由飞模型惯性矩的调试、计算、误差分析与处理的经验与方法.

作 者：黎肄彪 作者单位：中国空气动力研究与发展中心,四川,绵阳,621000刊 名：流体力学实验与测量 ISTIC EI PKU英文刊名：EXPERIMENTS AND MEASUREMENTS IN FLUID MECHANICS年，卷(期)：16(2)分类号：V217 V216.7 V211.71关键词：自由飞 惯性矩 误差分析 试验模型

试验模型 篇3

关键词：土力学；模型试验；数字图像；位移；应变

中图分类号：TU411 文献标志码：A 文章编号：16744764（2012）05009205

在岩土模型试验中，变形量测对于理论建模和应用研究都十分重要。传统的变形测量主要采用标点法和网格法[12]，这些方法适应大变形量测，测点数量有限，变形的量测是局部的、粗糙的，不能满足土体渐进性变形全过程和细观力学变形特性定性与定量研究的要求。

近年来，高分辨率数码照相机和图像处理技术的广泛应用以及计算机运行速度的高速发展，为基于数字图像的土体位移场量测系统的开发与应用开辟了新的途径。Yamamoto等[3]利用铝棒来模拟土体，进行了一系列加筋地基的模型试验，应用数字照相变形量测技术研究了加筋地基的变形破坏机理；宰金珉等[4]在群桩模型试验中利用数码成像技术结合AutoCAD软件对土体位移场进行测试，获得了不同桩距群桩承台下土体的位移场；李元海等[5]通过在模型观测面上设置嵌入式彩色标点，然后应用数字图像处理技术，实现了板下土体变形测量；为了提高测量精度，White等[67]将流体力学中常用的颗粒图像测速技术应用到土体变形测量中，根据土颗粒组成的特征实现了土体破坏前的小变形测量。

笔者以互相关的图像匹配技术为基础，建立了一套基于数字图像的位移场非接触测量系统，并利用四边形等参单元的概念和基于位移模式的应变计算方法，进一步获得土体剪应变场分布。在此基础上将该测量系统应用于方形浅基础室内模型试验中，测量了试验过程中土体位移场及剪应变场的渐进性发展变化过程。1 数字图像相关技术的基本原理[8]

所谓数字图像相关变形测量技术，就是将土体变形前后摄取的散斑（灰度）图像分割成许多网格，每一网格称之为子区域（Interrogation）。将变形前任一子区域与变形后散斑图像进行全场匹配或相关运算，根据峰值相关系数确定该子区域在变形后的位置，由此可以得到该子区域的位移[9]，对变形前所有子区域进行类似运算，就可以得到整个位移场，数字图像相关技术基本原理如图1所示。陈亚东，等：岩土模型试验中土体变形的数字图像测量。

2.3 土体变形数字图像量测程序

数字图像相关法的变形测量程序基于MATLAB的图像处理工具箱来实现[13]。变形测量程序主要分为3大模块：图像预处理、主程序以及数据的后处理和圖形显示。其中主程序中相关系数算法采用基于傅立叶变换的算法，计算速度大大加快。采用高斯插值计算方法实现亚像素位移计算。

为验证程序的可靠性和精度，将模型试验现场拍摄的砂土照片作为初始图像，借助Photoshop将初始图像分别在x、y方向上偏移3个像素（0.852 0 mm）得到另一幅图像，利用上述变形测量程序来计算初始图像及偏移后图像之间的位移场。225个位移矢量统计分析表明x、y方向上的平均位移分别为0.851 0、0.850 6 mm，计算结果与真值匹配较好。图3为y方向上位移矢量的直方图。从直方图可以看出，y方向上的位移在0.824 0～0.880 0 mm之间变动，其中88%以上的矢量在0838 0～0.866 0mm之间变动，分析结果表明基于数字图像的变形测量程序具有可靠的精度[14]。

基于数字图像的变形测量方法与传统方法（如标点法）相比具有不干扰测量对象、试验工作量小、可以实现多点同时测量、无需预先确定测点位置以及测量结果稳定性好等优点。

3 应用实例

基于图像的土体变形测量系统可以用于各种岩土模型试验，笔者以竖向荷载作用下方形浅基础模型试验作为应用实例简单说明该系统的应用效果。

3.1 试验概述

参考相关文献[1516]，试验模型槽结构尺寸（内径）为长1.0 m，宽1.0 m，深1.0 m；模型槽长度方向的一面用钢化玻璃（厚度2.0 cm）代替，以方便摄取试验现场图像，其它3面及底板用钢板焊接而成，如图4所示。

图5 方形基础平面布置图 方形基础模型利用反力架系统和一小型丝杆升降机加载，按初步计算的极限承载力确定加载分级。基础所受竖向荷载通过CLBSZ型柱拉压传感器测量；基础沉降采用位移计量测，2只位移计对角布置，取其平均值为基础沉降值。

模型土料为细砂，密度为1.65 g/cm3，内摩擦角为32.5°，平均含水率为5.03%，相对密实度为081。试验时分层摊铺，控制每层重量，多遍夯击，直至砂土面达到设计高度[17]。

土体变形测量系统包括：高像素单反数码像机、计算机及照明设备等。采用数码相机拍摄每级荷载下土体变形后图像，并进行数字化处理，利用自行编制的基于数字图像相关法变形场测量程序分析土体位移场及剪应变场。

3.2 测量结果

3.2.1 位移场 图6为方形基础下土体在不同荷载阶段的位移场分布图，图中S为基础沉降，Q不同沉降条件下基础竖向荷载，QU为基础极限荷载。由图6可知，基础边缘处的土体首先出现侧向变形，发生剪切破坏，而直接在基底中心下的部分土体始终保持垂直向下的压缩变形，确实存在一类似倒三角形的“弹性核”；在极限荷载条件下，剪切破坏区（或称塑性变形区）进一步扩大，最终在地基中形成一连续的滑动面，基础急剧下沉，同时基础周围的土体隆起，地基发生整体剪切破坏。

图7为方形基础在极限荷载阶段（Q=QU）的水平位移及竖向位移等值线图，水平位移以向右为正，竖向位移以向下正。综合水平及竖向位移等值线分布情况来看，水平位移影响范围约为2倍基础宽度，位于基础正下方的土体竖向位移等值线相互平行，说明该部分土体处于弹性压缩状态。

nlc202309032322

3.2.2 最大剪应变场 图8为方形基础在不同荷载阶段土体最大剪应变场，最大剪应变间隔为05%。由图可知，在加载初期，首先在基础边缘处出现剪应变泡；随着荷载的增加，剪应变泡逐步扩大，并向基础中心及土体深度方向方向发展，极限荷载阶段最大剪应变主要集中于基础正下方土体中，且最大剪应变在地表处趋于收敛。

以上方形基础模型试验结果表明，基于数字图像的变形测量系统可以获得模型土体在不同荷载条件下的位移场及剪应变场变化情况，试验结果规律性好，适用于岩土模型试验中土体变形发展过程的定性与定量测量。4 结 论

应用四边形等参单元的概念，给出了基于位移模式的应变计算方法，建立了基于数字图像相关技术的变形测量系统。该系统具有多点同时测量、非接触不干扰测量对象及工作量小等优点。

应用结果表明，该系统实现了方形浅基础下土体位移场发展直至破坏的全过程定量测量；基础下土体最大剪应变首先出现在基础边缘处，随后向基础中心及土体深度方向发展，最大剪应变在地表处趋于收敛，基础最终呈整体剪切破坏模式。

基于数字图像技术的变形测量系统为土体细观力学特性与全场变形特性定性与定量研究提供了有力的工具，在岩土工程试验研究中具有广泛的应用前景。

参考文献：

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（編辑 王秀玲）doi：10.3969/j.issn.16744764.2012.05.015

单孔抽水试验及数学模型建立 篇4

1 单孔抽水试验分析

本次勘查为普查阶段, 对施工的地热井进行了单孔抽水试验, 对试验结果综合分析, 并建立各井抽水试验的Q=f (S) 相关方程。

ZK1第二热储层进行单井稳定流抽水试验, 三次稳定流抽水试验成果如下:

Q3=50.00 (t/h) S3=19.10m

Q2=41.67 (t/h) S2=15.85m

Q1=33.33 (t/h) S1=9.90m

根据试验成果绘制Q=f (S) 和q=f (S) 曲线图 (图1)

采用曲度法对井涌水量 (Q) 与水位降深 (S) 关系综合分析:

二者之间满足指数关系, 并满足:

式中:Q———井涌水量, t/h;

a、m———系数;

S———水位降深, m。

根据上述数据建立Q-f (S) 的相关方程:

Q=2.802×S0.977

2水文地质参数计算

2.1渗透系数

勘查区热储层均深埋于隔热保温层下, 热流体具有较高的承压水头, 同时各钻孔基本上均揭穿了热储层, 因此热矿水井为无限含水层中承压完整井, 采用地下水向承压水完整井运动的井流公式, 配合描述承压水运动的哈尔特公式, 用迭代法计算成井渗透系数:

式中:K———渗透系数 (m/d)

R———影响半径 (m)

Q———涌水量 (m 3/d)

S———水位降深值 (m)

rw———取水井段半径 (m)

M———承压含水层厚度 (m)

ZK 1号热矿水井三次降深渗透系数计算结果见表1。

渗透系数平均值:0.0915m/d。

2.2影响半径

影响半径参照公式:, 计算成果见表2

式中:R为影响半径;

S为降深;

K为渗透系数。

3允许开采量计算

由于本阶段勘探程度较低, 而且勘探孔按照探采结合设计并施工, 探采结合井亦为未来热矿水开采井。同时, 根据抽水试验成果进行的参数概算, 各井抽水影响半径均远小于精简距离, 尚未造成井间干扰, 因此, 井群的允许开采量采用单井涌水量外推法计算。

计算的数学模型采用根据抽水试验建立的Q=f (S) 相关公式, 计算水位降深以原国家储委“储办发[1996]51号文”对没有经过系统勘探的单井估算允许开采量要求, 控制水位降深20m。

ZK 1:Q=2.802×S0.977=2.802×200.977=52.039t/h

则单井每天的允许开采量:Q允=52.039t/h×24t=1248.93t/d

4结论

通过对ZK 1热矿水井进行单井稳定流抽水试验, 作出Q=f (S) 曲线图、q=f (S) 曲线图、Q=f (t) 曲线图, 并分析计算出, 勘查区第二集储单元热矿水井允许开采量ZK 1为1248.936t/d。

摘要：针对单井抽水试验来确定地热井的地热水储量计算。通过数学建模进行分析, 根据地热水开采不影响地面设施及周边环境的前提下, 确定地热井的最大开采量。

关键词：抽水试验,渗透系数,影响半径

参考文献

[1]河北地质局水文地质四大队.水文地质手册[K].北京:地质出版社, 1978.

[2]李义昌, 郑伦素.水文地质与工程地质[M].北京:中国矿业大学出版社, 1988.

[3]《数学手册》编写组.数学手册[K].北京:人民教育出版社, 1979.

试验模型 篇5

摘 要：为了提高电子产品的性能，满足更多型号的电子产品要求，电子信息行业需进行很多种类型的电子产品性能试验。在进行电子装备外场试验作业时，往往会由于实验人员缺乏安全意识、不受控因素过多、试验环境条件不佳等理由导致安全生产事故发生，导致试验作业延误或者是延误、财产损失，甚至是人员伤亡等等。所以，通过分析探究外场试验作业事故发生的主要理由，探究试验作业过程以及安全管理之中的安全核心要素，与各种相关的安全管理经验相结合，共同探讨分析安全管理模型的构成建设，有计划的进行安全管理模型构造与建设。本文主要说明了安全生产事故出现理由、外场试验安全生产管理的关键要素以及外场试验(电子装备)安全生产管理模型的构建。

试验模型 篇6

【关键词】桥隧搭接工程；多源损伤；车辆荷载；冲击作用；模型；试验；疲劳损伤；V级围岩

一、桥隧搭接工程多源损伤分析

因地形、地势等因素的影响，往往选取桥隧搭接的方式处理桥隧相连位置。如隧道洞口地势陡峭、地基条件差、围岩破碎多裂隙等，进而对施工后期使用情况造成严重影响。桥隧搭接工程中通车过程车辆荷载与其冲击作用是造成桥隧结构、洞口围岩扰动的主要因素，其具体划分如下：作用于隧道结构的为围岩反作用力、桥梁传递荷载；作用于洞口围岩的为开挖隧洞、施工桥梁结构或砌筑扰动等。因此，造成桥隧搭接工程损伤的因素较多，存在显著的多源性与密切联系。

疲劳是指在循环荷载作用下结构构件与其构成材料在静载强度以下性能恶化或失效的情况，属于不可逆过程。为此，桥隧搭接工程其结构产生的损伤都可在疲劳基础上进行分析。其主要原因在于车辆长期重复碾压作用下桥隧搭接结构内桥梁和隧道结构基础、隧道衬砌与隧道路面等，都会造成大小应力交替或循环作用，进而导致疲劳损伤状况的出现。如作用于桥隧搭接位置车辆的荷载较大，即超载、超重车辆多，将造成多种病害产生，如破损局部桥面、损毁伸缩缝等，从而导致桥面、桥头与隧道洞口位置跳车状况频发，并加大桥隧搭接结构疲劳损伤程度。

二、基于相似方法建立试验模型

为延长桥隧工程使用寿命，提高工程质量，要求相关部门必须重视桥隧搭接工程，基于相似方法进行试验模型建立，并选择合理方案，提高施工技术水平，只有这样才能确保桥梁搭接工程的整体质量，才能为交通事业发展提供强有力的保障。

1、相似条件

根据桥隧搭接工程各物理量，遵循量纲分析法，获取相似条件：

CL为试验模型的几何相似比，选取1/50为CL，各物理量相似关系、相似常数如表1所示。

表1 模型试验相似关系与相似常数

2、模型设计

（1）桥梁模型。以简支T梁为原型（30米x40米x50米）分析。选取钢筋微混凝土材料（C50）进行模型桥梁板制作。其中遵循原型桥上部结构进行梁板确定，其为矩形断面，板底纵向需进行钢筋埋设。选取钢筋微混凝土材料进行桥台、桩基础制作，选取大尺寸型钢构件进行桥墩模拟。40厘米为桩基础模型长度，3，6厘米为其直径，并将钢筋埋设于各个桩纵向位置。

（2）隧道衬砌模型。选取钢筋混凝土结构作为桥隧搭接隧道洞口段衬砌。试验中选取微混凝土（型号C30，厚度2厘米）与钢丝网（0.5毫米直径）合理配置的方式作为钢筋混凝土衬砌（C30）的衬砌模型。

3、模型试验

构建试验平台：选取木模板（高强度）、槽钢支架等进行隧道洞口位置试验向加工构建，其尺寸分别为长度200毫米、宽度40毫米、高度150毫米。试验中为便于查看，可选取有机玻璃模板应用于正面中心70x100厘米部分。一般在试验箱中间位置设置隧道模型，其中间位置与模型箱间的距离分别为左右2侧都为100厘米、上下部边界分别为60厘米与85厘米，这就要求在边界影响明显范围，隧道应与模型试验需求相符。此外还需进行围岩内土压力盒设置。

仪器设备：在桥隧搭接工程多源损伤分析的前提下，需重视测量误差值，并将其控制在合理范围内，根据工程建设需求，选取的试验仪器、设备如表2所示。

表2 试验仪器、设备表

试验方式：第一，计算模型桥配重。所有模型桥在试验中都需进行额外配重施加，以此最大限度地对模型试验需求进行满足。根据相似比，模型桥配重=桥梁原型（换算后）—模型桥自身重量。

第二，模拟汽车荷载与其冲击作用。车辆超载问题存在于我国各个地区，针对标准设计汽车荷载与2类超载形式分别进行试验分析，其等级如下：公路I级、超载1、超载2；原型车重则由55、80、110（单位为吨）表示。试验中，通常选取重物堆载与人工激励的方法对汽车荷载与其冲击作用进行模拟，换言之，通过重物对一定等级汽车荷载进行模拟，并在洞口周围堆载，随后在桥梁与洞口相近位置利用激振锤进行一定冲击作用施加。

第三，埋设测试元器件。在梁板端部、跨中截面中间位置、桩基顶端及中间位置、模型钢筋内埋设微应变片，以此对每个点的应变变化进行测量。桥梁端部、跨中梁底位移测定时可选取百分表。洞口边坡、仰坡等位置的裂缝、位移、变形情况可通过侧缝计、直尺进行测定。

第四，衬砌模型与围岩。围岩压力可通过压力盒埋设测量；洞附近位移可选取百分表测量；衬砌内外侧应变可选取微应变片测量。

试验流程：首先，将薄膜铺设于围岩模型箱侧壁，将制作好的围岩类似模拟材料，向围岩模型箱内分层填入。并在预定位置进行土压力传感器、桥台与桩基础埋设，并在预定位置进行铁皮筒埋设，要求铁皮筒润滑油涂抹到其外侧，内部需进行配比、密度相同围岩材料的填筑，以此为开挖模拟隧道提供有利条件。实验前需进行各类测试仪器安装，并对数据采集系统进行调试，完成围岩填筑需进行6小时静置，才能进行试验。其次，开挖模拟隧道时，需小心抽出预先埋设的铁皮筒，以此开挖隧道施工结束。在支护隧道衬砌时，在其预定位置小心放置隧道衬砌模型，以此进行隧洞支护结构模拟。再次，桥隧搭接施工模拟。在桥墩上架设模型梁非搭接端，通过螺栓固定其和隧道衬砌、桥台。利用重物悬挂加载的形式将模型桥额外配重施加到模型梁上，以此结束桥隧搭接施工。汽车荷载与其冲击作用模拟。按照一定顺序进行相应等级、次数汽车荷载与其冲击作用的施加，并采集相应数据、记录仪器读数，以此结束一个工况试验内容。最后，遵循各个工况原有条件与实际情况，反复以上内容，并做好仪器仪表安设工作、准确记录读数，确保各项试验内容的充分完成。试验结论：桥梁与桩基、隧道衬砌各部位位移或应变数值存在大小或正负反复变化，这是车辆荷载与其冲击诱发桥、隧结构各部位疲劳损伤最显著的外在力学行为方式，基于此，可通过疲劳损伤原理分析桥隧搭接工程内桥、隧等结构物的损伤。因长期处于疲劳损伤阶段或出现疲劳累积现象，将造成结构构件性能劣化、承载力降低及耐久性不足，因此必须重视桥隧搭接位置疲劳损伤问题。

三、结束语

综上所述，随着社会经济发展速度的不断提升，为满足车辆安全运行需求，公路桥隧工程施工必须严格按照设计规定进行。为有效解决现阶段桥隧搭接工程病害问题，必须准确分析其影响因素，并在此基础上，选取科学有效的措施进行桥隧搭接工程建设。汽车荷载与其冲击作用作为桥隧搭接工程多源损伤研究的重要内容，为达到桥隧施工目标，实现桥隧交通的社会效益与经济效益，要求相关部门必须根据试验结果，选择行之有效的方案，才能为国民经济可持续发展提供强有力的保障。

参考文献

[1]孙广臣，傅鹤林，巢万里.桥隧搭接工程多源损伤及车辆冲击模型试验研究[J].振动与冲击，2013（02）

[2]丁浩，蒋树屏，程崇国，王建华.桥隧混合异型隧道结构设计[J].建筑监督检测与造价，2009（Z1）

[3]胡磊，王志杰，许瑞宁，马安震，何晟亚，能量守恒原理在V级围岩隧道衬砌设计中的应用研究[J].铁道标准设计.2014（11）

弧形闸门物理模型试验分析研究 篇7

某水利枢纽布置有18孔16m×17.5m(宽×高)弧形工作闸门,由于闸底板高程设置较低,该闸门需在高淹没度条件下局部开启,运行过程中将不可避免地要受到下游水流漩滚的冲击,水流脉动压力将对门体的安全运行造成不利的影响,而且该闸门接近超大型弧形闸门。为保证闸门的安全运行,本文将结合该工程实例,通过对闸门结构的数值分析、物理模型试验研究,完善闸门的结构设计,优化设计方案,揭示其存在的问题,提出合理化建议,为设计、运行管理提供科学依据,确保闸门的运行安全。

1 物理模型试验设计

1.1 闸门物理模型基本资料

模型的设计与制作均按相关规范[8,9]中的有关规定进行。本试验选择水力学模型几何相似比尺为λl=25,按重力相似准则进行设计,几何正态。相应的其他物理量比尺见表1。

由于本工程主要研究弧形工作闸门在启闭及局部开启情况下的静、动力特性,因此闸门水力学模型模拟其中一个完整的泄洪闸孔,沿水流方向主要模拟范围为泄洪闸进口段、闸室段以及下游连接段,模型上游通过连接段与进水池直接连接,下游增加一定的过渡段后与下游出水池相接,以保证闸室段前后的水流流动相似,模型布置见图1。

1.2 闸门物理模型制作

由于本工程主要研究弧形工作闸门在启闭及局部开启情况下的静、动力特性,因此闸门水力学模型模拟其中一个完整的泄洪闸孔(含泄洪闸进口段、闸室段以及下游连接段,模型上游通过连接段与进水池)。为了流态观察方便,闸室段至消力池段(消力池尾坎桩号为坝横0+107.0m)全部采用有机玻璃进行制作,上下游连接段采用水泥沙浆进行制作。闸门采用白铁皮制作,模拟其结构形式、钢板厚度,布置见图2。为了闸门启门力测试的准确性,闸门制作过程中准确模拟闸门各部分的几何尺寸、闸门重量以及闸门的质量分布,制作完毕的模型闸门实测自重(换算到原型)约252t。

1.3 模型控制装置及量测仪器

原型闸门的启闭控制采用两侧各设置一台油压启闭机进行同步控制,即双吊点启闭控制方式。闸门物理模型试验主要模拟闸门的启闭过程,并且对启闭机的启闭力进行测量。

模型上下游水位观测同时由振动针式水位仪和水位测针进行观测,前者可与计算机联接,后者由人工测量;闸门启闭过程中的启闭力和支铰推力均采用有标准电压输出(±5V)的SF200系列拉压力传感器,通过CRAS V4.0X数据采集系统进行采集与分析;闸门启闭过程中闸门面板的位置随闸门转动过程不断发生变化,时均动水压强难以采用传统的测压管法进行测量,本试验中采用CYG1144型压力传感器作为一次仪表,由CRAS V4.0X数据采集系统进行采集与分析;闸门启闭过程中出闸水流流态通过拍照及摄像的方法进行水流流动的辅助测量。

2 闸门物理模型试验

2.1 试验工况

本模型试验中采用固定一个下游水位,将上游水位进行分级试验的方法进行。共对10种工况进行试验研究,孔口高度按校核水位49.00m与闸底板高程30.00m的差计算,具体试验工况见表2。

2.2 过闸水流流态

工况9、工况10因闸下水位较低,闸门各开启高度下,过闸水流均为自由出流流态,闸后水跃跃首位于消力池池首及下游附近,属于临界或远驱水跃,闸下的水跃旋滚对闸门没有冲击等不利影响。

工况1~工况8由于下游水位较高,几乎闸门所有开启条件下,过闸水流均处于闸孔淹没出流状态。上下游水位差较小时,闸门上下游水流平稳,水面波动较小,过闸水流在闸门后形成的漩滚不明显。上下游水位差较大,当闸门开启高度较小时(小于孔口高度的20%),上下游水流仍然较平稳,水面波动不大,闸门后漩滚较弱;当开启高度较大时(约孔口高度的50%),上下游水流波动剧烈,闸门后形成明显的强烈漩滚,而且水流漩滚对闸门有明显的拍击作用。试验过程见图3。

2.3 闸门面板时均动水压强

本工程闸门需在高淹没度条件下局部开启,运行过程中除了闸门上游面板受水流压强的作用外,下游面板也受门后漩滚的冲击作用。为了全面观测闸门上下游面板的时均动水压强分布,模型中分别在上下游侧闸门面板中线各布置了6个和5个压力传感器,其中1~6号测点布置于闸门上游侧面板,7~11号测点布置于闸门下游侧面板。闸门不同开度各压强测点对应的高程见表3。由于闸门在不同开度位置时各压强测点的高程将随闸门开度的不同而变化,闸门不同开度各压强测点对应的高程也将随之变化。部分工况试验结果见表4,典型工况特征开度闸门面板时均动水压强分布见图4。

(上游水位49.00m,下游水位44.13m,闸门开度0.6)

m

kPa

注:“-”表示该测点在本工况下处于水位线以上,测点无测值。

通过分析工况2~工况10共9种工况的试验结果可以得出,闸门上下游面板的时均动水压强总体上呈底部大、上部小的规律分布。

2.4 闸门启闭力

弧形闸门在启闭过程中,闸门重心、作用在闸门上的水压力荷载以及启闭机的力臂均随闸门开度的变化发生变化,为了了解整个闸门启闭过程中启闭力的变化规律,验证启闭机容量设计的合理性,试验中对8种(工况1~工况8)水位组合工况闸门在开启和关闭过程中的启闭力进行了测试。

试验分析表明,闸门启闭过程中,相同开度条件下启门力大于闭门力。闸门开启过程中总体上启门力随着开度的增加而增加,在开度0.6附近启门力达到最大值,之后启门力稍有减小后再有所增加。最大启门力出现在工况4的0.6开度,启门力为3 145kN,没有超过启闭机的容量。根据项目要求,试验中对工况9、工况10闸门从关闭状态开启瞬时的启门力进行了测试,试验测得闸门挡水开启瞬时最大启门力出现在工况9,最大启门力为3 169kN。

2.5 闸门支铰推力

(1)闸门挡水支铰推力。试验中对闸门另设5种挡水工况,进行支铰的推力测量,测量结果见表5。

表5中的结果表明,在闸下水位不超过闸底板高程(30.00m)时,随着闸门挡水水位的升高,支铰推力也随之增加;相同上游水位,闸下水位超过闸底板高程(30.00m)时,支铰推力随下游水位的升高而减小。

(2)闸门启闭过程支铰推力。试验中对工况A、工况C和工况E 3种水位组合下闸门启闭过程的支铰推力进行了测量,测量结果见表6。

kN

由表6中的结果可以看出,与挡水工况相比,闸门启闭过程中支铰推力总体上不大。闸门开启和关闭过程中,支铰推力基本一致,同一开度条件下,上下游水位差对支铰推力的影响较显著。

(3)闸门开启瞬时支铰推力。由于闸门挡水时闸门开启的瞬间,启闭机杆的拉力也会传递至支铰,增加支铰的推力,因此试验中为观测启闭瞬时支铰推力,添加了3种挡水工况,闸门启闭瞬时的支铰推力测量结果见表7。

从表7中的结果可以看出,闸门挡水启闭瞬时支铰推力比相应挡水工况有较大的增加,实测最大支铰推力为12 475kN。

3 结语

本文考虑到弧形闸门在高淹没度条件下启闭时下游水流漩滚所引起水流脉动压力对门体安全的不利影响,结合某水利枢纽工程实例进行弧形闸门的物理模型试验,以不同的闸门启闭状态、闸门开度、上下游水位组合出10种工况,并对闸门在不同工况下的流态、动水压强、闸门启闭力和支铰推力进行了观测或分析。

给出了上下游水位与闸门开度对流态的影响及面板时均动水压强总体上呈底部大、上部小的分布规律;测出启闭过程中最大启门力为3 145kN,瞬时最大启门力3 169kN,没有超过启闭机的容量;试验数据分析可知在挡水位较低或者水位差较小时启闭闸门可减小闸门支铰推力。该试验结论对其他类似工程的分析研究具有一定的参考价值。

参考文献

[1]牛志国,李同春,赵兰浩,等.弧形闸门参数振动的有限元分析[J].水力发电学报,2008,27(6):101-104.

[2]刘晨生.浅谈大洑潭水电站溢流坝弧形闸门制造工艺[J].广东水利水电,2007,(5):64-66.

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[6]章继光,刘恭忍.轻型弧形钢闸门事故分析研究[J].水力发电学报,1992,(3):50-57.

[7]SL265-2001,水闸设计规范[S].

[8]SL155-95,水工(常规)模型试验规程[S].

四种多轴疲劳模型的试验评价 篇8

在工程实际中,大多数机械和工程结构承受多轴循环载荷作用,即使在单轴外载荷的作用下,由于工程结构几何形状比较复杂,其局部仍为多轴应力状态,相应地,其失效类型也属于多轴疲劳失效。随着测试手段及试验设备的不断改进[1],对材料低周疲劳研究亦日益深入,关于多轴低周疲劳寿命预测的主要方法文献[2]给出了详细的阐述。临界平面法由于考虑了疲劳裂纹萌生及扩展的方向,具有一定的物理背景,因此愈来愈受到各国学者的重视,是目前各国研究者大都认同和采用的研究多轴疲劳的方法。Wang等[3]、Smith等[4]、Fatemi等[5]依据材料破坏模式,将最大正应变面或最大剪应变面作为临界面,同时考虑临界面上正应力或正应变的影响,提出了适合拉伸型破坏和剪切型破坏的模型。Lee等[6]提出以最大剪/正应变平面为临界平面,以拉伸应变能和引入权值的剪切应变能之和为损伤值的能量模型。张莉等[7]利用临界面法、有限元法和试验分析方法对多轴加载条件下低周疲劳寿命估算问题进行了研究。

本文利用文献[8]中304不锈钢低周疲劳试验的结果,采用最大损伤面方法对SWT(Smith-Watson-Topper)、KBM(Kandil-Brown-Miller)、FS(Fatemi-Socie)和LKN(Lee-Kim-Nam)四种寿命估算模型进行综合评价,并与文献[8]的最大剪/正应变方法的预测结果进行了比较分析。同时考虑权函数的影响重新确定临界面,采用上述四种模型进行疲劳寿命预测,并采用统计特征参量对各模型预测结果的准确程度进行定量评价。

1 疲劳准则

KBM模型:

$\begin{array}{l}\frac{\text{Δ}\gamma }{2}+s\epsilon {}_{\text{n}}^{*}=[1+\upsilon +(1-\upsilon )s]\frac{{\sigma }^{\prime }{}_{\text{f}}-\sigma {}_0}{E}(2{\rm N}{}_{\text{f}}){}^b+\\ (1.5+0.5s){\epsilon }^{\prime }{}_{\text{f}}(2{\rm N}{}_{\text{f}}){}^c(1)\end{array}$

式中,Δγ为剪应变范围;σ0为平均应力;ε*n为法向应变变程;E为弹性模量;υ为泊松比;s为材料常数,由单轴数据和扭转数据综合确定,此处s=1.2;Nf为失效寿命。

FS模型:

$\frac{\text{Δ}\gamma {}_{\max }}{2}(1+k\frac{\sigma {}_{\text{n}}^{\max }}{\sigma {}_{\text{y}}})=\frac{{\tau }^{\prime }{}_{\text{f}}}{G}(2{\rm N}{}_{\text{f}}){}^{b{}_0}+{\gamma }^{\prime }{}_{\text{f}}(2{\rm N}{}_{\text{f}}){}^{c{}_0}$ (2)

式中,σy为材料的屈服应力;Δγmax为最大剪应变范围;σmaxn为临界面上的最大正应力;G为剪切弹性模量;k为与材料相关的常数,由单轴数据及扭转数据综合确定,对于该材料,k=0.85。

SWT模型:

$\frac{\text{Δ}\epsilon {}_{\text{n}}}{2}\sigma {}_{\text{n}}^{\max }=\frac{{\sigma }^{\prime }{}_{\text{f}}^2}{E}(2{\rm N}{}_{\text{f}}){}^{2b}+{\sigma }^{\prime }{}_{\text{f}}{\epsilon }^{\prime }{}_{\text{f}}(2{\rm N}{}_{\text{f}}){}^{b+c}$ (3)

式中,Δεn为正应变范围。

LKN模型:

弹性应变能为

$W{}_{\text{e}}^{*}=\frac{1}{2E}(\frac{\text{Δ}\sigma {}_{\text{n}}}{2}){}^2+w\frac{1}{2G}(\frac{\text{Δ}\tau {}_{\text{n}}}{2}){}^2$ (4)

塑性应变能为

W*p=∮σndεpn+w ∮τndγpn (5)

单轴情况下考虑弹性应变能和塑性应变能的循环得到

$W{}_{\text{e}}^{*}=\frac{({\sigma }^{\prime }{}_{\text{f}}-\sigma {}_{\text{n}}^0){}^2}{2E}(2{\rm N}{}_{\text{f}}){}^{2b}$ (6)

$W{}_{\text{p}}^{*}=4({\sigma }^{\prime }{}_{\text{f}}-\sigma {}_{\text{n}}^0){\epsilon }^{\prime }{}_{\text{f}}\frac{c-b}{c+b}(2{\rm N}{}_{\text{f}}){}^{b+c}$ (7)

式中,Δσn、Δτn、σn和τn分别为临界面上正应力范围、剪应力范围、正应力和剪应力;σ0n为临界面上平均法向应力;εpn、γpn分别为临界面上塑性正应变和塑性剪应变;w为材料常数,由单轴数据和扭转数据综合确定,对于该材料,w=0.6。

上述方程中,σ′f(τ′f)、ε′f(γ′f)、b(b0)和c(c0)是Coffin-Manson方程中的材料常数,具体值见文献[8]。

2 结果讨论

2.1 最大损伤面方法与最大剪/正应变面方法预测结果讨论

最大剪/正应变面方法的预测结果见文献[8]。最大剪/正应变面作为临界面与裂纹的形成和扩展机理相关联,物理意义明确,但最大损伤面的损伤参量与失效时断裂面上的损伤参量的最大值相一致[9]。最大损伤面方法中,s、k和w的取值与最大剪/正应变面方法中这些参数的取值相同,将最大损伤量所在面作为临界面,重新确定材料常数,如表1所示。

图1中,AV为轴向变幅,TV为扭转变幅,其余为多轴变幅路径,具体路径图见文献[8],图中虚线所示为2倍分散带。对于SWT模型,在AV路径下,最大正应变面与最大损伤面为同一个面,两种方法给出的预测结果相同[8]。与最大正应变方法相比较,最大损伤面方法改善了部分非比例路径的预测结果,尤其是使R路径下的结果偏于安全,但对于TV路径及输入的剪应变水平大于轴向应变水平的路径,该模型过低估计了剪切项的影响,总体预测结果仍偏于不安全,如图1所示。KBM模型中将最大剪应变面作为临界面,同时考虑了该面上的正应变的作用,对于剪应变值大于正应变值的路径,例如AV路径和部分非比例路径,给出了比SWT模型更好的结果,但不安全预测的趋势仍然存在,如图2所示。对于FS模型,采用最大损伤面方法,不仅在TV路径下得到了偏于安全的结果,对非比例路径亦使得总体结果偏于安全,如图3所示。该模型用最大剪应变面上的正应力代替了正应变,更好体现了非比例随机路径的影响。该材料在应变幅较大和非比例度较大的路径下,表现出较强的附加强化现象,此时采用应力的概念能够更好地体现路径变化的影响。从图4可以看出,对于LKN模型,采用最大损伤面方法在部分TnA路径和AAT路径下得到了比最大正应变面方法更为危险的结果。从上述比较中可以看出,最大损伤面方法对不同模型的影响不尽相同。

2.2 权函数临界面方法预测结果及讨论

随机载荷下,应力应变的大小和方向随时间不断变化,与单轴情况相比,其受力情况要复杂得多,有可能出现某些面经历最大的损伤值,但持续时间较短,而某些面经历较大损伤和较长时间的作用,因此对其进行分析时应考虑时间的影响。Chen等[8]提出了一个新的权函数临界面方法,权函数的形式如下:

式中,$\overline{\theta }$为临界面位置;θ(ti)为各时刻最大剪应变所在平面位置;w(ti)为θ(ti)的权值;W为权值w(ti)的和;γt,max为一个循环中各时刻剪应变的最大值;γmax、γmin分别为一个循环中剪应变的最大值和最小值。

采用该权函数应用上述4个模型进行疲劳寿命预测,其结果如图5～图8所示。

从图5可以看出,对于SWT模型,在AV和TV路径下,权函数临界面与最大正应变面为同一个面,是否考虑权函数对这两个路径没有影响。但对于一些非比例路径,采用权函数临界面方法仍得到了过高的预测结果。从上述权函数的形式和该模型的损伤参量特点来看,该形式权函数对于SWT模型来说,得不到满意的结果。KBM模型以应变作为损伤参量,并且将最大剪应变面作为临界面,该权函数的形式对该模型有较大影响,得到了满意的预测结果,由图6可见。从图7中可以看到,对于FS模型,权函数临界面方法对AV路径和TV路径没有影响,但改善了部分非比例路径的预测结果。从预测精度上来看,该方法好于最大剪应变面方法和最大损伤面方法。从图8可以看到,对于LKN模型,权函数临界面方法对部分TnA路径和AAT路径得到了比最大正应变面方法更为危险的结果。对该模型来说,此形式权函数并未得到预期的结果。

为便于比较各方法下不同模型预测精度,采用下述几个统计参量——误差准则Ef、变异系数ECV、平均值$\widehat{E}$和表征分散程度的量$\overline{E}$来定量评价各模型的预测能力。各统计参量的意义见文献[8]。加黑值表示在特定统计参量下最优模型的值。表2中nor/shear、_max和_wt分别表示最大正/剪应变方法、最大损伤面方法和权函数方法。

结合图5～图8及表2的结果可以看出,权函数临界面方法对不同模型的影响不尽相同,对以应变作为损伤参量的KBM模型影响较大,并且得到了满意的结果,对FS模型的预测结果亦较好。而对SWT和LKN模型得到了偏于危险的寿命预测结果。先前的研究[6]表明,304不锈钢呈现出混合型破坏,在不同的应变幅值和不同的路径下,其破坏形式不同。从预测结果来看,对于正应变大于剪应变的路径,将最大正应变面作为临界面的模型预测结果较好;反之对于剪应变大于正应变的路径,将最大剪应变面作为临界面的模型预测结果较好。

3 结论

(1)与先前的最大正/剪应变方法相比,采用最大损伤面方法提高了SWT模型部分非比例路径的预测结果,提高了KBM模型AV路径和部分非比例路径的寿命预测结果。对于FS模型,该方法在TV路径下得到了偏于安全的结果。但对于LKN模型,该方法在部分TnA路径和AAT路径下得到了比最大正应变面更为危险的结果。

(2)采用几个统计特征参量对各模型的预测能力进行定量评价。结果表明,权函数临界面方法对不同的模型有不同的影响,对KBM模型影响较大,并且得到了满意的预测结果。该方法亦提高了FS模型的预测结果。而对SWT和LKN模型,考虑权函数的影响对于部分路径仍得到了偏于危险的预测结果。

参考文献

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试验模型 篇9

抗震减灾一直是备受关注的结构问题之一,地震对建筑结构的破坏是复杂的,像房屋、桥梁等若经受不住地震荷载,轻者会震裂,重者会倒塌或扭曲。宜居建筑首先应该是安全建筑,是在重大灾害面前“保证生命安全、减少财产损失”的建筑结构。传统建筑结构采用“抗”的方式设计,通过加大构件截面尺寸、增加结构刚度来保证建筑安全。

本试验采用低碳、环保的木、竹材料制作模型。由于采用新材料,无法按一般的钢筋混凝土结构或钢结构的常用构件截面尺寸换算出模型构件的截面尺寸,故根据材料允许应力,由“假设验算”的方法确定,拟定流程如图1所示。克服构件局部失稳、节点处理、支撑方向、模型荷载、数据采集等一系列问题,利用ANSYS提供的子空间法求解特征方程,采用MIDAS/GEN软件进行结构数值分析,提取多层框架模型结构自振频率与各阶振型。最后得出保证结构安全应采用“放”的方式设计,例如通过在隔震层设隔震和耗能元件,或在特定层设减震消能构件,降低传到建筑的地震作用来保证建筑安全。

1 实验设计与方法

1.1 模型制作

根据振动台负载能力、台面大小及模型底板的大小,结合实际房屋建筑开间与进深的关系以及普通民用建筑一般楼层荷载的大小,确定模型几何相似比为1∶15;模型柱网布置为200 mm×200 mm,首层层高300 mm,其余层高250 mm。

1)构件稳定性。梁、柱截面均为薄壁构件,在外荷载作用下,薄壁构件极易发生局部或整体失稳破坏,最终导致模型垮塌,使得试验无法进行,为此在梁、柱截面中加肋(尺寸如图2),一方面增加梁柱刚度,另一方面能抑制构件断面在荷载下的局部失稳。模型方案尺寸见表1。

2)节点处理。由于一般框架结构要求节点应为刚性连接,为保证框架结构在地震作用下的“强节点、强锚固”的要求,将梁端的材料与柱进行一定长度的搭接,并将柱脚的材料与底板进行一定长度的粘结,节点处增加胶水用量。

3)支撑方向。模型实物见图3。

mm

1.2 模型荷载

1)利用铁块模拟结构楼面活荷载,活荷载一般为2.0k N/m2。地震作用下结构承担的重力荷载代表值取结构恒载和50%的楼面活荷载,由于模型几何相似比为1∶15,则力的相似关系为1∶152,因此模型每层施加的铁块重量为:

则每层施加铁块的质量为:M=4 kg

2)利用WS-Z30小型精密振动台系统对框架结构模型施加地震波,振动台输入的地震波取自汶川地震中什邡八角站记录的NS方向加速度时程数据,加载分三级。一至三级的输入电压分别为0.4、0.6、0.7 V;采样频率分别为200,250,300 Hz;加载时间分别为32、26、21 s;台面最大加速度参考值0.353、0.783、1.130 g。在加载中,通过控制加载设备输入电压和地震波数据采样频率获得具有不同输出峰值加速度和不同卓越频率的地震波,以全面检验模型对于不同强度和频谱成分地震波作用下的承载能力。加载时功率放大器的增益(Gala)旋钮统一调至90°标识,此时向三级加载的设备输入电压和数据采样频率控制值。

2 结构模型数值模拟分析

2.1 试验加载输出数据

对不同梁柱刚度比的4个结构模型,分别施加汶川一至三级地震波。由顶层加速度传感器获得的试验数据,通过加载控制软件及积分运算,获得顶层位移时程曲线。

2.2 数值模拟分析数据

对4个有限元分析模型分别进行三级地震波下的时程分析,并在后处理模式下提取时程分析结果(如图4~7)。

1)模型1(10×10无支撑)。

2)模型2(10×10有支撑)。

3)模型3(12×12无支撑)。

4)模型4(12×12有支撑)。

3 讨论与结论

3.1 结构动力特性

对比不同模型的自振频率可以看出,模型1、3无支撑,其刚度远小于带有支撑的模型2、4,模型1、3的自振频率远小于模型2、4。即:结构刚度越大,自振频率越大,加入支撑对结构模型自振频率影响显著(见表2)。

Hz

3.2 结构抗震性能

1)底部剪力法和振型分解反应谱法是地震作用力的常用计算方法,对比不同模型基底剪力最大值,模型2、4的基底剪力最大值远大于模型1、3,总体而言,结构刚度越大,基底剪力越大,且随地震波强度递增。

2)对比三级地震波作用下模型1、3的试验与数值模拟结果(见图8(a)),以及三级地震波作用下模型2、4的试验与数值模拟结果(见图8(b)),可得:增加柱截面尺寸,使结构刚度增加,地震波作用下位移量加大,且基本随楼层数递增。

3)模型2、4为带有支撑杆件的框架结构,对比三级地震波作用下模型1、2的试验与数值模拟结果(见图8(c)),以及三级地震波作用下模型3、4的试验与数值模拟结果(见图8(d))可见:加入支撑的结构模型结构刚度增加,所受的地震力越大,地震波作用下位移量加大。

综上所述,在结构设计时,要综合考虑各种因素,合理确定结构的刚度,保证在地震时,结构既不会因刚度过大而受到很大的地震反应,又要保证结构有足够小的层间位移,以保证各非受力构件的正常使用。

参考文献

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[4]邱法维,钱稼茹,陈志鹏.结构抗震试验方法[M].北京:科学出版社,2008.

试验模型 篇10

Suard等人采用数值模拟的方法对小尺度单室门口处气体的温度和速度分布进行了研究,并将数值模拟结果与试验结果进行了对比,两者结果基本一致。国内赫永恒等人设计了小尺寸房间及走廊条件下的烟气流动模型进行试验,并运用FDS火灾模拟软件对相同尺寸的房间及走廊模型烟气流动进行数值模拟,结果显示试验与数值模拟结果一致。笔者针对防护工程空间狭小、走廊较长、无法开设窗户等特点,根据相似原理搭建“单室-走廊”模型试验台和数据采集系统,以期得到防护工程单室火灾时烟气通过单室门流量走廊的烟气流量与单室内烟气层温度之间的关系。

1 试验台设计与搭建

1.1 试验台搭建

试验选择某防护工程的一个防火分区作为原型,由一个火源房间和长通道组成,中间为走廊(尺寸为60 m×2m×3m),火源房间尺寸为4.8m×3.0m×2.4m,房间开一个高2.0m、宽0.8m的门,没有窗户,走廊近火远端封闭。以模型与实体比例为1∶4建立模型。根据传热学相似理论和关键相似准则,可推导出模型火灾和原型之间所遵循的对应关系,模型与原型之间温度尺度为1∶1,时间尺度为1∶2 ,燃烧热尺度为1∶64。

1.2 火源及工况设置

模型试验的火源采用正庚烷作为燃料,采用直径分别为10.0、14.1、20.0cm的圆形油盘,分别放置100、200、300mL的燃料,并结合走廊宽度和高度的变化共进行了10个工况的试验,如表1所示。

1.3 数据采集系统及测点布置

本文只涉及温度采集系统,温度测量采用直径0.5mm的K型热电偶,经过采集模块处理后将数据显示在采集软件上,能够实时的采集、观察和储存各测点处的温度情况。单室内共布置3个热电偶树(T1~T3),在火源和墙壁的中央位置布置一束热电偶T1,其测量的温度即可以代表火源区外大部分位置的温度,为考虑壁面对其附近的气体温度的影响,在靠近壁面拐角处也相应的布置热电偶树T2,距两个壁面均为5cm,并在门口中央处布置一束热电偶T3。竖直方向上,单室内3个热电偶树均包含8个热电偶,自下至上分别为1#~8#热电偶,最上方距顶棚和最下方距地面均为2cm。

2 结果与讨论

2.1 门口向走廊扩散烟气流量计算

双区域模型认为火灾单室内分为上下两层:上层热烟气层和下层冷空气层,并且同一分层之内气体的物理参数值一致,热烟气与冷空气之间的卷吸只发生在交界面处。基于门口处的压力分布,通过推导可以计算得出门口处热烟气流出和冷空气流入的方程,如式(1)、式(2)所示。

式中:分别为流出和流入单室的气体质量流量,kg/s;Cd为流通系数,Steckler等人通过研究认为门口处流通系数为0.7;wo为单室门宽度,m;ρa、ρ∞分别为单室内热烟气和冷空气密度,kg/m3;g为重力加速度,m/s2,南京取9.795m/s2;HN为中性面高度,m;HD为单室内烟气层高度,m;Ho为单室门高度,m。

在方程(1)和(2)中,单室内热烟气层高度HD可以通过试验过程记录得到,忽略燃料的质量损失速率,根据质量守恒定律,认为流出单室的热烟气量和流入单室的冷空气量相等,即通过联立式(1)和式(2)可以计算得到中性面高度HN,最后将HN代入式(1)即可得到流出单室的烟气质量流量。

定义无量纲烟气流量m*,如式(3)所示。

式中:Ao为单室门面积。

无量纲单室内烟气层温度y,如式(4)所示。

式中:Ta、T∞分别为单室内热烟气层温度和冷空气层温度,K,所有试验在环境温度为307~310K时进行。

图1为单室流向走廊的无量纲烟气流量与单室内无量纲烟气层温度之间的关系。发现无论火源增长过程还是衰减过程,无量纲烟气质量流量增大(减小)随着无量纲烟气层温度变化遵循指数增长(衰减)规律,通过对试验数据拟合后,发现它们之间关系可用式(5)表示,拟合相关系数为0.989。

2.2 试验值与预测值对比

Wang和Quintiere基于理想点源火源及浮力羽流模型,建立了关于门口气体质量流量的经验方程,Quintiere和DenBraven通过模型试验测量了单室火灾时通过单室门口流向走廊的气体质量流量,将试验结果与Wang和Quintiere提出的经验方程预测结果对比发现,经验方程可以较好的预测试验结果,式(6)为经验方程。

式中:λ为卷吸系数,取0.5;w为门的无量纲宽度,w=W/Ho。

图2为试验结果与Wang和Quintiere提出的经验方程的预测结果对比及二者之间的误差绝对值。

可以看出,试验结果与预测结果总体发展趋势一致,均遵循指数发展规律。在y<1.5的区域内,试验值与预测值基本相同,当y>1.5时,试验结果与预测结果的差值随无量纲烟气层温度的增大而逐渐增大,二者之间误差值均在15%以内。将试验数据和经验模型预测值进行对比,研究二者之间的关系,图3为试验值与经验公式预测值之间的变化关系。将两类数据进行拟合后发现试验值与预测值之间存在线性关系,式(7)所示为试验值(m*exp)与预测值(m*pre)之间的拟合结果,拟合相关系数为0.987。

2.3 走廊尺寸对烟气流量影响

单室内烟气通过门口流向走廊的质量流量随时间变化,如图4所示。

与单室内烟气层温度随时间变化类似,通过门口的烟气质量流量随着火源规模的增大而增大,火源规模越大,通过门口的无量纲质量流量也越早达到峰值,走廊高度越低,通过门口的烟气质量流量越大,并且峰值提前。同样,从图4的曲线可以发现,无量纲烟气质量流量随宽度的变化不明显。

图5为走廊宽度分别为0.4 、0.5 、0.6m时,采用了直径分别为0.100m和0.141m的模拟油池时,单室内无量纲烟气层温度和单室流向走廊的烟气平均质量流量随走廊宽度的变化,发现虽然平均烟气质量流量和无量纲烟气层温度随走廊宽度变化不明显,但其均随着走廊宽度的增大而略有增加,并且烟气质量平均流量与烟气层温度同时增加。图6为走廊高度分别为0.60、0.75m时,单室流向走廊的烟气平均质量流量和单室内烟气层温度随火源规模变化过程。观察发现走廊高度降低和火源规模增大会导致烟气平均质量流量和单室内烟气层无量纲温度同时增大。

3 结论

(1)试验得到了防护工程单室内发生火灾时单室流向走廊的烟气流量,对试验结果分析后得到了无量纲烟气流量与单室内无量纲烟气层温度之间的指数关系;

(2)将试验得到的无量纲烟气流量与前人研究得到的预测模型进行了对比分析,发现预测与试验值基本一致,最大误差在15%以内,模型预测值与试验值之间呈线性关系;

(3)发现火源规模增大和走廊高度的降低导致烟气流量增大,烟气流量随走廊宽度增加略有增加,走廊宽度产生的影响可以忽略。

摘要：为讨论防护工程单室火灾时单室扩散至走廊的烟气流量特性,搭建模型试验台并开展模型试验,研究烟气流量与单室内烟气层温度之间的关系。结果表明,无量纲烟气流量与单室内无量纲烟气层温度之间遵循指数关系;试验值与经验方程预测值基本一致,误差在15%以内;火源规模和走廊高度对烟气流流量具有显著影响,走廊宽度的影响可忽略。

关键词：防护工程,火灾,烟气,流量模型

参考文献

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试验模型 篇11

（合肥工业大学土木与水利工程学院，安徽 合肥 230009）

引 言

振动台模型试验是研究结构地震破坏机理和破坏模式、评价结构整体抗震能力和衡量减震、隔震效果的重要手段和方法。对于高层和超高层建筑，在理论分析还不完善的情况下，振动台试验是分析其抗震能力的一种有效手段。但由于振动台本身承载能力、试验时间和经费等的限制，对于高层建筑和超高层建筑只能进行缩尺模型试验。为了使模型试验能够准确地反映原型结构的动力特性，必须考虑模型和原型的各物理量的相似关系［1～3］。在结构振动台模型试验中，按照相似理论的要求，设计出与原型结构具有相似工作情况的模型结构［4，5］，但要严格满足相似似理论的全部条件，有时却很难实现，因此有必要对模型结构的相似关系进行研究，并探讨如何由模型试验结果来反映原型结构的动力特性，从而研究和评价原型结构的抗震性能。

本文以12层高层建筑框架结构振动台试验为例，探讨模型和原型结构的相似关系，采用有限元非线性分析软件MSC．Marc建立相关模型，并计算其在地震波作用下的地震反应，根据动力相似关系由模型地震反应反推原型地震反应，将模型反推值与原型计算值进行对比分析，研究原型结构的地震响应，从而验证模型结构动力相似关系的准确性。

1 结构动力相似关系

与结构动力模型相关的主要物理量有［6］：结构的几何尺寸L、结构的位移X、重力加速度g、地震加速度a、质量m、密度ρ、阻尼c、泊松比υ、速度v、转角θ、应力σ、应变ε、弹性模量E、时间t、刚度k、频率ω等。用量纲分析法可写出各物理量在质量系统下的各物理量的量纲矩阵如表1［7］。

表1 各物理量的量纲矩阵Tab．1 Dimensional matrix of each physical quantity

按照结构模型设计的相似理论，模型与原型必须具有相似的几何以及力学特征（平衡方程、物理方程、几何方程及边界条件等），即描述模型与原型的各个物理量间关系的数学方程应该相同［8］。这就要求模型与原型要做到几何相似、各个物理量间满足一定的相似关系。

在本次结构模型试验设计中，首先确定几何相似系数为SL＝Lp／Lm＝10、密度相似系数为Sρ＝ρp／ρm＝1、结构的弹性模量相似系数为SE＝Ep／Em＝3．76（本文S代表模型和原型各物理量的相似比，角标p表示原型，角标m表示模型），再根据E．Buckinghamπ定理导出其他各物理量的相似关系式和相似系数，见表2。

表2 模型结构的动力相似系数Tab．2 Dynamic similarity coefficient of model structure

模型试验设计时，模型所采用的材料要和原型材料的性能相似。本次试验模型用微粒混凝土来模拟原型中上部结构和支盘桩的普通混凝土，用镀锌铁丝模拟原型中的钢筋。其中，微粒混凝土的材料相似关系为：Sfc＝1／Sσ＝1／3．76。原型的混凝土等级为C30，则微粒混凝土强度等级为30／3．76＝7．98，取标号 M8；镀锌铁丝的材料相似关系为：与Ⅱ级钢相比：Sfy＝280／300＝0．933；与Ⅰ级钢相比：Sfy＝280／210＝1．33。

2 原型与模型的尺寸对比

原型结构为单向双跨12层框架结构，层高为3 m，总高为36m；柱子尺寸为500mm×500mm；框架梁截面尺寸为300mm×600mm；框架柱网（2个）为3．4m×5．8m；楼板板厚120mm；承台板尺寸为7m×8m×1m；支盘桩桩长为12m，支盘桩桩径为600mm，支盘盘径为1 400mm。按照相似关系进行模型结构设计，原型与模型结构的尺寸见表3。

表3 原型与模型尺寸对比Tab．3 Comparison of size between prototype and model

项目 原型 模型框架总高36m 3．6m框架柱网（2个） 6m×3．6m 0．6×0．36m框架梁截面（宽×高） 300mm×600mm 30mm×60mm框架柱截面 500mm×500mm 50mm×50mm楼板板厚 120mm 12mm承台板尺寸（长×宽×厚）0．7m×0．8m×0．1m支盘桩（直杆桩）桩长 12m 1．2m桩截面尺寸（桩径／盘径）7m×8m×1m Φ60mm／Φ140mm粉质粘土（厚度×直径）2．0m×30m 0．20m×3m砂质粉土（厚度×直径）10．5m×30m 1．05m×3m砂土（厚度×直径）Φ600mm／Φ1 400mm 3．5m×30m 0．35m×3m

3 振动台模型试验

该试验于2009年1月在同济大学土木工程防灾国家重点实验室内的MTS三向六自由度模拟振动台上进行。

3．1 模型制作

模型上部框架结构的梁、板、柱均设计为逐层现浇，施工中严格控制构件尺寸和微粒混凝土的配合比。同时模型所用材料均进行材料性能试验，实测材料性能参数。考虑试验的可操作性，动力相互作用体系振动台试验中模型桩基与上部结构采用装配式施工。即将承台板分为上下两部分，上半部分与上部结构一起制作；下半部分与桩一起制作。在下部结构埋入土中后，吊装上部模型结构，两部分间使用螺栓连接。振动台模型试验的施工图及制作完成后的模型见图1所示。

图1 模型施工图及完成后照片（单位：mm）Fig．1 Model structure of drawing and finished photo：（Unit：mm）

3．2 测点布置

试验中采用加速度计、应变计量测上部结构、桩和地基土体的动力响应，对上部结构还采用位移计来测量上部结构的侧移反应，在土中埋置孔隙水压力计量测土的孔隙水压力变化，采用土压力计量测桩土界面的接触压力。

3．3 加载制度

在进行高层建筑结构动力相互作用体系振动台试验之前，首先进行自由场试验，试验台面输入波形采用白噪声、EL Centro波和上海人工波，选择7个工况进行自由场试验。从而得到模型的自振频率、振型以及阻尼比。

自由场试验进行后，静置一天，然后吊装动力相互作用体系的上部结构，进行振动台试验。试验台面输入波形采用EL Centro波、上海人工波和Kobe波，共35个工况。在每次改变加速度输入大小时都输入小振幅白噪声激励，以观察模型的频率和阻尼比的变化情况。输入波形主要为X向激励，部分为Y向，部分工况同时输入X向和Z向激励。台面输入加速度峰值按小量级分级递增，按相似关系调整加速度峰值和时间间隔。

4 有限元分析几何建模

为了对高层建筑振动台试验模型和原型进行对比研究，验证动力相似关系的准确性，需建立原型的有限元分析模型，用来和模型试验值进行对比分析。因此本文采用大型非线性有限元分析软件MSC．Marc对原型结构建立有限元分析模型。

有限元分析软件MSC．Marc具有极强的结构分析能力，可以处理各种线性和非线性结构分析，并提供了丰富的结构单元、连续单元和特殊单元的单元库。分析采用具有高数值稳定性、高精度和快速收敛的高度非线性问题求解技术［9，10］。

在用MSC．Marc进行几何建模时要充分利用结构的对称性，这样可以使结构的有限元模型以及相应的计算规模得到缩减，从而使数据准备工作和计算工作量大幅度地降低［11］。本次建模的桩－土－高层建筑结构动力相互作用体系的几何关于X轴对称，外加地震波动荷载也关于X轴对称，Y＝0平面是该结构体系的对称面。因此几何建模时利用对称性原理，取1／2的原型结构作为研究对象。在对称面上加对称边界条件，以此来保证和实际的边界条件相符合。

建模中，土体、桩、承台以及上部结构均采用三维六面体单元。上部结构划分单元时在梁板柱结点处须保证相邻单元共节点，承台与柱连接处相邻单元也须共节点；土体自上而下分3层划分单元，单元划分时使相邻两层土体的单元共节点，从而保证3层土体单元Merge后是一个整体；支盘桩的单元划分也须保证支盘与直杆交接处单元共节点。原型有限元分析模型如图2所示。

图2 原型有限元分析模型Fig．2 Finite element analysis model of prototype

5 模型与原型结构动力响应的对比

采用大型非线性有限元分析软件MSC．Marc对该高层建筑结构进行有限元动力分析，数值模拟分析时输入EL Centro波，将波的最大幅值调至相当于7度多遇下的加速度峰值，原型结构为0．035g，模型为0．093g。原型结构计算分析时间为16s，时间步长为0．08s，地震波输入方向为X方向。本文仅对在EL Centro波作用下模型结构与原型结构的动力特性和动力响应进行对比分析。

5．1 自振特性对比

原型和模型的前10阶频率对比列于表4。由表4可知：原型结构的计算值与模型反推值（即将模型的自振频率按相似关系反推到原型的自振频率），两者的误差均小于1%，说明模型结构的自振频率能够很好地反映原型结构的自振频率，通过振动台模型试验完全可以用来研究原型结构的动力特性。

由模型试验得到的振型曲线如图3（a）所示，图3（a）中的“1WN”是输入第1工况的白噪声，“12WN”是第12工况的白噪声，以此类推。对原型结构进行模态分析，得到如图3（b）所示的振型图，由图3可知模型与原型结构的振型具有较好的相似性，因此可由模型的振型推算原型结构的振型。

表4 结构自振频率对比Tab．4 Contrast of self－vibration frequency for structure

图3 模型试验与原型计算振型对比Fig．3 Contrast of model of vibration between model and prototype

5．2 加速度对比

图4（a）为模型结构顶层在EL Centro地震波作用下的加速度时程曲线，图4（b）为原型结构顶层在EL Centro地震波作用下的加速度时程曲线。图4（a）与（b）曲线变化趋势相同，横轴为时间轴，纵轴为加速度轴。根据模型结构动力相似关系，将图4（a）中横坐标扩大St＝5．157倍，纵坐标缩小Sa＝0．376倍，即将模型加速度反应按相似关系反推到原型结构的加速度反应。图4（c）为模型结构顶层加速度按相似关系的反推值与原型计算值的对比，由图可知模型反推值与原型计算值符合较好。

图4 EL Centro波作用下模型与原型顶层加速度对比Fig．4 Contrast of acceleration between top model and prototype under EL Centro ground motion

通过结构楼层层间最大加速度来对比研究高层建筑结构原型与模型，验证加速度相似关系的正确性。图5（a）为模型在EL Centro波作用下楼层最大加速度值，图5（b）为原型在EL Centro波作用下楼层的最大加速度，将模型加速按加速度相似关系反算到原型结构，即将模型加速度乘以加速度相似系数Sa＝0．376，可得到由模型反推的原型结构楼层最大加速度值，将反推值与原型计算值对比，如图5（c）所示，可见模型反推到的原型与实际原型的计算结果非常接近，具有很好的可比性。说明振动台试验结果及破坏现象可以与原型建筑物相比。

图5 EL Centro波下作用下楼层最大加速度Fig．5 The maximum acceleration of floor under EL Centro ground motion

5．3 位移对比

模型顶层在EL Centro地震波作用下的位移时程曲线如图6（a）所示，图6（b）为原型顶层在EL Centro地震波作用下的位移时程曲线，图6（a）和（b）中结构顶层位移曲线的变化趋势相同。将图6（a）中横坐标按时间相似关系扩大St＝5．157倍，纵坐标按线位移相似关系扩大SX＝10倍，所得值与图6（b）相对应。将模型反推值与原型计算值对比，如图6（c）所示，二者非常符合，从而验证了位移相似关系的准确性，因此可以由模型的位移反应来反推原型结构的位移反应。

图6 EL Centro波作用下模型与原型顶层位移对比Fig．6 Contrast of displacement between top model and prototype under EL Centro ground motion

在EL Centro波作用下，对比高层建筑结构原型与模型的楼层最大侧移，图7（a）为模型结构楼层在X向的最大侧移值，图7（b）为原型结构的楼层最大位移值，将模型结构的楼层最大位移按照位移相似关系乘以相似系数SX＝10可推得原型结构的楼层最大位移，并将其反推值与原型结构计算值对比，如图7（c）所示，可见由模型反推得到的位移值和原型计算值相符合。

图7 EL Centro波作用下结构楼层最大位移Fig．7 The maximum displacement of the structure under EL Centro ground motion

5．4 剪力对比

图8 EL Centro波作用下结构层间剪力对比Fig．8 Contrast of interlaminar shear under EL Centro ground motion

6 结 论

（1）对比模型和原型的前10阶自振频率，模型反推值和原型计算值符合较好；由模型试验得到的振型曲线和原型的模态分析得到的振型相似性较好，故可采用模型试验结果来研究原型结构的动力特性。

（2）按相似关系，由模型反推得到原型的加速度和按原型结构的计算值相符合，对于框架结构的加速度放大系数也有较好的相似性，结构顶层最大加速度放大系数：模型为2．09，原型为2．01。

（3）按相似关系由模型推导的原型结构顶层最大位移为21．66mm，按原型结构计算的结构顶层最大位移为20．36mm，二者误差不大，水平总位移角为1／1 662，满足最大层间位移角1／550的要求［12］。

（4）根据相似关系反推得到的原型结构底部的剪力为116．386kN，按原型结构计算分析得到的为116．593kN，可见其剪力也相当符合。

通过上述对高层建筑结构模型和原型的频率、振型、加速度、位移和剪力的对比分析，验证了基于E．Buckinghamπ定理导出的动力相似关系的准确性，振动台模型试验可以真实地反映原型的地震响应，可以根据模型的试验结果对原型结构进行抗震性能的评估。

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新型分阶段真空预压模型试验研究 篇12

关键词：真空度,孔隙水压力,沉降,分阶段真空预压法,模型试验

0 引言

随着温州近几十年的快速发展开始出现了“人多地少”的现象, 土地资源逐渐的变得紧张起来。利用滩涂或者直接围海造地的工程越来越多。温州的陆域海岸线长355公里, 海岛岸线长661公里, 滩涂资源面积97万余亩, 围垦造地的空间很大。建设沿海产业带, 基础在围垦, 潜力也在围垦, 这已经成为全市上下的共识, 新近出台的《温台沿海产业带发展规划温州市实施规划》中, 到2020年, 温州在建及即将开工建设的围垦项目将有33项、总面积374.3平方公里, 相当于温州目前建成区面积的两倍。随着围垦造地的深入推进, 将撑起沿海产业带发展的一片新天地。可见, 围垦造地工程对沿海地区的经济发展有着至关重要的作用。

近年来, 吹填土地基处理工程中广泛采用了真空负压排水固结技术[1,2,3], 然而长期工程实践表明, 对于我国围海造地高含水量吹填淤泥质土而言, 传统排水固结法地基处理效果极差, 无法满足工程建设对于地基强度及变形的要求, 导致工程事故频发 (图2) 。

究其原因, 在于围海造地吹填淤泥质土含水量极高, 初期阶段土颗粒处于悬浮、流动状态。由于土颗粒较细, 在排水固结过程中随水移动进入滤膜, 造成滤膜渗透性降低, 同时在排水体周边形成致密土柱, 导致土体径向渗透系数降低。以上原因导致排水体淤堵, 造成靠近排水体处土体强度较高, 排水体之间土体排水固结效果不佳。针对现存问题, 本文提出了阶段式真空预压法处理软土地基的模型试验, 通过深层真空度, 沉降量, 排水量, 孔隙水压力等参数与普通真空预压法的对比分析, 发现分层插板能够有效的使真空度传递给深层土体, 使之得到更好的加固。

1 模型试验方案

1.1 试验目的和具体内容

(1) 实验目的:探究如何使真空度能够更加有效的传递至下层土体。通过实验数据分析, 探究深层真空预压法对下层土体的加固效果。 (2) 实验的具体内容:在加固过程中实时记录土体不同位置处的真空度, 孔隙水压力、土层表面的累计沉降量以及出水量。停泵后分别检测两桶不同深度处土体的抗剪强度以及含水率实验数据及分析。

1.2 试验模型装置

本试验先后共做3组, 每组采用两个模型桶, 编号分别为1#和2#, 模型桶的直径d=60cm, 高度h=100cm, 吹填土的高度为90cm, 试验用土取自温州瓯江口灵昆岛围海造地现场。1#桶和2#桶的装置图如图3所示, 由模型桶、排水体系、真空射流泵和检测系统四个部分组成。孔压传感器埋设在距竖向排水板15cm, 距吹填土表面30cm和60cm处, 真空探头分别埋置在距竖向排水板15cm处, 距吹填土表面20cm、60cm处。

2 实验数据处理与分析

2.1 含水率分析

从实验的开始到结束都伴随着排水, 可以说实验就是一个排水的过程, 因为土中的液态水分为结合水和自由水, 结合水是受电分子吸引力吸附在颗粒表面的土中水, 这种电分子水吸引力高达几千到几万个大气压, 使分子和土粒表面牢固地粘结在一起。我们用的真空预压法排水只有几十千帕, 根本无法破坏它们粘结在一起。所以只能对自由水进行抽取, 同时伴随着一个漫长的过程。图4是含水率曲线。

图4中所分别有普通式和分段式两条曲线, 普通式是指用真空预压的常规方法处理后随着深度变化的含水率, 分段式是对吹填土进行二次处理的含水率曲线, 也是我们的一种创新手段, 结果得出二次处理的含水率比普通式的含水率底, 特别是随着深度的增加效果越明显, 我们对每个点取样深度为15、30、45、60、75、90cm, 每个阶段取3个样本, 我们所做的实验大概有4平米, 在该平面区9个点, 为了得出的结果更加准确每个阶段的含水率都去加权平均值。含水率下降体现出了吹填土的强度有所提高, 得出阶段式真空预压处理的吹填土的含水率要比普通式的底, 强度反则高。在密封膜上的大气压差随着深度的增加逐渐的减小, 呈一个倒三角形在递减, 随着深度的增加吹填土所受到的附加压力逐渐的减小, 排水量也随着减小, 所导致含水率随深度的增加也不断上升。

2.2 沉降曲线分析

随着排水的进行吹填土也跟随着沉降, 因为水在土中也占有一定量的体积, 水被排出后, 水在土中的体积减小再加上密封膜上面还有80k Pa的大气压差。导致吹填土会发生沉降, 吹填土的沉降分为瞬时沉降、固结沉降和后期沉降。这里主要是对吹填土的固结沉降进行分析。曲线图如图5。

在4平米的吹填土面分别取A、B、C、D、E进行测量沉降, 从图5中的曲线可以看出在真空预压的前期的沉降量很迅速, 是由于在处理的前期土中的自由水是为最多的时候, 密封性也比较好, 所以会出现大量的水被迅速排出导致吹填土也跟谁着沉降, 为了准确的测量沉降, 在沉降比较迅速的前期选择两个小时测一次, 在沉降达到150mm时, 迅速沉降的前期将接近尾声, 时间大概在两天左右即可, 此时是沉降的一个转折点, 由开始沉降曲线为比较陡峭变得比较平缓, 开始进入固结中期, 中期的日排水量要比初期少很多, 自然沉降也随着下降, 这是我们选择4小时测量一次沉降, 中期是一个比较长的阶段同时也是很重要的阶段, 很多问题的出现也是中期, 比如:在前期的短时间内大量产生沉降, 在边界上的密封膜会出现漏气的情况, 引起真空度下降排水效率减慢, 所以在中期的时候得特别注意保持密封性良好。当沉降没有什么变化的时候, 固结开始进入后期, 由图可以看出在后期沉降接近与水平线, 并且出水量也很少, 此时固结即将完成, 最终发现不同点的沉降量都不一样, 发现靠近排水板处的沉降量没其他点大, 经分析认为, 当在用真空泵抽水的时候, 水流会带动很多细小的土颗粒也跟随着流动并向排水板方向移动靠近。在排水板的外围还有一层过滤层, 只有水流通过土颗粒无法通过, 土颗粒就停留在排水板的周围, 随着实验的进行积累的土颗粒额就越来越多, 充当了一部分被排出水的体积, 使排水板附近土颗粒变得更加密实, 结果导致排水板周围的吹填土沉降量低于其他部位, 为了更准确得到整个被处理面的沉降量, 分别在不同的部位一共布置了5个点, 最后取得他们的平均值作为沉降量的参考数据。

2.3 十字剪切曲线分析

吹填土处理得是否达到一定的承载能力, 主要是通过十字剪切强度来进行换算得到吹填土的有效强度, 最终得出处理后的吹填土能承载多重的荷载, 机械才能进入施工场地进行施工, 十字剪切曲线如图6。

分别是用普通式和分段式进行处理后得出的结果对比, 普通式就是利用老式的方法处理, 分段式就是对吹填土进行二次处理, 从含水率的曲线可以得出普通式的含水率比分段式高, 在该图充分的反应了在同样处理条件下含水率低抗剪强度反则高, 二次处理对中期的排水建立了有利的条件, 进一步的充分排水, 则对吹填土的二次处理后的强度比普通式的高。测量十字剪切强度的流程与测量含水率的相似, 分别在A、B、C、D、E附近取一个比较理想的点进行抗剪测量, 每个点随深度增加分别对15cm、30cm、45cm、60cm、75cm、90cm分阶段测量, 图中的分段式剪切强度曲线是对A、B、C、D、E点取平均值所描述。不同点的抗剪强度都不一样, 实验发现在排水板附近的抗剪强度比其他点的要大一点, 经分析应该是由于当在用真空泵抽水的时候, 水流会带动很多细小的土颗粒也跟随着流动并向排水板方向移动靠近。在排水板的外围还有一层过滤层, 只有水流通过土颗粒无法通过, 土颗粒就停留在排水板的周围, 随着实验的进行积累的土颗粒额就越来越多, 充当了一部分被排出水的体积, 使排水板附近土颗粒变得更加密实, 导致强度较高。同一个点随着深度的增加抗剪强度也不要, 经分析认为是由于在密封膜上的大气压差随着深度的增加逐渐的减小, 呈一个倒三角形在递减, 随着深度的增加吹填土所受到的附加压力逐渐的减小, 排出水的量也自然也随着减少, 所以随着深度的增加抗剪强度也在递减。

3 结论

通过本文设计的阶段真空预压法对吹填土的室内试验方案, 研究如何使深层土体的到更好的加固, 根据试验过程和数据分析可得到以下结论:

(1) 采用阶段式真空预压法相当于使土体进行二次固结, 即经过抽真空使土骨架成型之后, 再次进行真空预压固结, 这样可以减弱土颗粒的移动, 防止排水板堵塞, 保证真空预压效果; (2) 阶段式真空预压法能够使深层土体的真空度、孔隙水压力的发展速度较快, 十字板剪切强度较高, 含水率下降明显, 能够较为均匀的加固土体。

参考文献

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