变形荷载（精选7篇）
变形荷载 篇1
0 引言
随着我国社会经济的高速发展, 城市化进程步伐也进一步加快。城市发展需要考虑的因素众多, 尽管相关部门对城市防洪问题给予了一定的投入和重视, 但其任务依然非常艰巨。我国现有城市防洪体系存有工程质量较差、投入不足、河道行洪障碍多、蓄滞洪区启动难、防洪标准低、防洪信息系统不配套等问题[1]。浙江省宁波市鄞州区自2006年起实施小流域治理工程, 遵循统一规划和分期实施原则, 治理后河段成功抗击了07“韦帕”和“罗莎”台风, 取得了良好的社会效益和经济效应[2]。
修建城市防洪堤往往面临的是高灵敏度和低抗剪强度的超软弱地基, 加载过快极易失稳, 且工后沉降量较大, 导致防洪标准降低。施工过程中, 堤身加载堤脚抗滑稳定控制难度较大。长江和珠江流域分别通过设置水泥搅拌桩和松木排桩加固江堤岸坡已有不少成功案例[3~4];江苏淮河入海道筑堤过程中通过分层碾压结合开挖纵横向排水龙沟取得成功[5];近年来部分高校或者科研机构利用淤泥固化技术进行筑堤, 处理后地基土体强度、变形以及渗透性能都满足堤防设计要求, 同时充分利用废弃资源以达到环境保护目的[6~8]。文献[9~10]分别通过室内试验与理论推算角度研究了软土的卸载再加载变形规律以及工后次固结沉降问题。
以节省工程造价为出发点, 根据堤防设计结构和地基土体强度参数, 同时考虑环境保护等因素, 所选取的地基处理方式往往具有多样性。本文结合甬江防洪堤东江奉化段堤防整治工程试验段实测数据, 分析比较双轴搅拌桩实际处理效果, 并对堤防进入预压期的工后沉降及固结度进行推算, 为后续工程的顺利开展提供了理论支撑和实践依据。
1 工程概况
1.1 场地地质概况
本文以甬江防洪堤东江奉化段堤防整治实体工程为依托, 选取东江左岸11+707~12+487桩号为试验堤段。工程区为冲海积平原, 地势较为平坦, 河网密布, 地表高程一般在2.0~4.0m。堤防工程区域内存在深厚淤泥层, 工程地质条件差。根据野外钻探、标准贯入原位测试, 同时结合室内土工试验资料分析, 按成因类型、土性特征、物理力学性质特征等将土层划分为:Ⅰ2层粘土, 灰黄色, 软塑—可塑, 中高压缩性, 俗称“硬壳层”, 表层多含植物根系等;Ⅱ1层淤泥质粘土, 灰色, 饱和, 流塑, 高压缩性, 含少量有机质;Ⅱ3层粘土, 灰黄色, 饱和, 可塑, 高压缩性;Ⅱ5层淤泥, 灰色, 饱和, 流塑, 高压缩性, 深部含少量贝壳碎屑, 微层理发育;Ⅱ6层淤泥质粘土, 灰色, 可塑, 中压缩性。堤防工程区域范围内地层物理力学指标详见表1。
1.2 地基处理设计
防洪堤采用堤岸分离布置, 结构形式采用带平台的复式断面, 亲水平台高程为2.00m, 坡底采用大块石护脚。堤顶设3m宽C25砼路面, 背坡坡度1:2.5, 堤顶高程为4.90m。防洪堤采用粘土夯填, 土料取用表层开挖粘土及县江三期剩余表层粘土, 分层夯实, 单层厚度不大于30cm, 压实度不小于0.90。防洪堤外坡采用水泥搅拌桩处理, 水泥搅拌桩布置在亲水平台以下, 桩顶标高1.50m, 桩长为15m, 其中12+136.5~12+294.5段未进行搅拌桩处理。防洪堤地基处理标准断面详见图1。本试验段采用的是钉形双头水泥搅拌桩, 单桩桩径700mm, 搭接宽度20cm。水泥采用R42.5普通硅酸盐水泥, 水灰比在0.5~0.6。钻杆下沉速度为0.5~0.8m/min, 提升速度为0.7~1.0m/min, 内钻杆转速大于等于50r/min, 外钻杆转速大于等于70r/min, 下沉时喷浆压力为0.25~0.4MPa。
1.3 防洪堤监测设计
为对比分析防洪堤亲水平台有无打设水泥搅拌桩条件下堤防加载过程中地基土体沉降以及侧向位移的变化规律, 分别在12+240和12+430两个断面进行地表沉降、地基土体深层沉降和侧向位移等测试, 测点布置详见图2。根据堤防填筑加载速率, 适时调整测试频率, 保证在一次填土前后至少进行一次观测。堤防进入预压期以后, 逐步降低监测频率。如果遇到沉降速率突然变大等情况, 加大监测频率, 并进行动态跟踪。
2 现场测试结果及分析
2.1 地表沉降测试结果及分析
甬江防洪堤东江奉化段堤防整治工程主要是利用外边坡开挖的表层粘土进行堤身土方填筑。挖填粘土含水量达到设计要求后进行夯实处理。两个试验断面填筑加载期、间歇期以及预压期的地表沉降测试结果见图3和图4。
如图3和图4所示:12+240和12+430断面的累计加载高度终值分别为2.3m和2.9m, 填筑加载期的累计沉降值分别为218.8mm和230.9mm, 地基土体在设计荷载下预压321d和291d的累计沉降值分别为112.8mm和141.8mm, 预压期地基沉降量占实测累计沉降量的比重分别为34%和38%, 且此时地基土体排水固结尚未完成, 即在超软土地基上修筑堤防的工后沉降量占比较大, 表层硬化结构施工前需充分考虑堤防的预留沉降。从两个断面沉降曲线可以看出:累计加载高度达到2.4m时, 地基土体沉降量显著变大, 沉降曲线呈现陡降段, 且沉降速率收敛缓慢, 说明填筑高度达到2.4m时地基土体产生较大侧向变形, 局部区域土体可能发生塑性破坏。
12+240断面于2012年12月至2013年1月进行填筑土方卸载, 卸载高度约70cm, 之后再加载至2.3m高度时, 地基沉降速率明显比初次加载小, 且地基未出现回弹变形;12+430断面整个填筑过程包括4次加载和3次卸载, 地基土体应力状态变化复杂, 2013年3月20日第三次卸载 (本次卸载高度80cm, 实际剩余加载高度1.4m) 时, 地基土体产生回弹 (隆起) 变形, 连续3日的累计回弹量达17.8mm。即本试验场区地层在荷载卸加比 (卸载高度/加载高度) 达到0.36条件下, 地基土体产生明显的隆起变形, 和文献[9]软土回弹变形与卸荷过程中的卸加比无关存在矛盾。
2.2 土体深层水平位移测试结果及分析
土体深层水平位移测斜管埋设于外坡亲水平台内侧, 主要测试堤身土方填筑以及外坡土方开挖过程中地基土体的侧向位移情况。本次试验将内坡方向设为主位移方向, 即负值位移表示土体深层水平位移向外江测。经过连续12个月的数据采集, 12+240和12+430断面整个施工过程地基土体侧向位移测试结果详见图5和图6。为直观看出搅拌桩处理深度范围内地基土体侧向位移情况, 土体深层水平位移曲线只统计到1.5m高程 (与桩顶标高一致) 。从图5和图6可以看出:12+240和12+430断面土体水平位移累计峰值分别为91.1mm和204.6mm, 出现峰值位移的高程分别为0.15m和1.5m。结合场区岩土工程勘察报告以及地基加固设计资料可以得知:12+240断面未进行搅拌桩处理, 1.3~-1.8m高程为淤泥质粘土层, 工程性质较差, 所以该土层侧向位移量相对其它土层要大。12+430断面经过搅拌桩处理后, 地基土体深层水平位移峰值转移到桩顶标高处, 但水平位移累计值远大于未处理断面。从图5和图6可以发现, 12+240和12+430断面分别于2012年11月份和2013年1月份地基土体侧向位移变化量较大, 证实了图3和图4中这两个节点时间后地基沉降曲线出现陡降的原因。
经过施工现场巡视发现12+430断面外坡脚单次开挖深度达1.6m, 亲水平台处水泥土搅拌桩以及桩外侧土体同时发生侧向位移, 桩与内侧土体之间产生纵向裂缝, 详见图7。
2.3 地基土体分层沉降测试结果及分析
为了解堤防填筑加载及预压过程中地基土体的分层沉降规律, 12+240及12+430断面分别设置了土体分层沉降管, 不同高程磁环的累计沉降量见图8和图9。
从12+240断面地基土体分层沉降曲线可以看出:磁环沉降主要产生于本断面填筑加载开始至2012年10月24日以及2012年12月7日至2013年3月25日这两个时间段。截止到2013年7月4日, 高程为0.64m、-0.65m、-2.65m、-5.26m和-6.64m处沉降磁环的累计沉降值分别为146mm、187mm、159mm、142mm和82mm, 累计沉降峰值出现在-0.65m高程, 主要原因是1.3~-1.8m高程为淤泥质粘土层, 填筑加载期淤泥质粘土层发生侧向挤出, 该土层层厚相对变薄导致磁环标高降低, 并非地基土层压缩沉降。2012年3月25日至5月28日, 12+430断面的磁环沉降主要也由地基土体侧向变形引起, 截止到2013年7月4日, 高程为0.47m、-0.88m、-2.88m、-4.87m和-6.80m处沉降磁环的累计沉降值分别为175mm、116mm、84mm、72mm和76mm, 沿土层深度方向磁环沉降量总体趋势为逐渐减小。
另外, 从图8和图9不同高程磁环沉降曲线可以看出:沿土层深度方向两个断面磁环沉降分布形式存在一定差异, 主要原因是12+430断面外坡进行了双轴搅拌桩处理, 在一定程度上改变了土体侧向变形模式。
2.4 地基最终沉降量与固结度计算分析
堤防工程进入上部结构层施工前, 建设方往往要求监测单位根据实测数据推算堤防工后沉降量, 再由设计单位根据工程经验确认最终预留沉降量。目前, 利用实测沉降曲线推算地基最终沉降量一般是假设在最后一级填筑荷载下, 沉降随时间的变化规律符合某一数学表达式, 然后用曲线拟合的方法计算表达式中的参数。由实测成果线推算地基最终沉降量的方法较多, 但以双曲线推算法居多, 文献[10]对三点法、双曲线法和星野法推算工后次固结沉降作了详细的比较分析。双曲线法是假定平均沉降速率以双曲线形式减小的经验推导法。从填筑加载开始到任意时间t的沉降量st (沉降模式见图10) 可用下式求得:
式中:s0为初期沉降量;st为t时的沉降量;t为经过时间;a、B为从实测值求得的参数。
12+240和12+430断面根据双曲线沉降模式推算的地基最终沉降量以及至2014年1月21日的地基土体固结度见表2。
如表2所示:至2014年1月21日, 12+240与12+430断面的预压时间分别为321d和291d, 地基土体固结度分别为78.0%和88.9%。而根据2012年6月1日和2013年5月15日此两个断面的十字板剪切测试结果, 地基土体不排水剪切强度增量极为有限, 可以得知软土地基在加载完成进入预压期后排水固结较快, 填筑加载期地基土体产生超孔隙水压力, 有效应力增量较小。根据地基最终沉降推算值, 可以得出本试验段地基土体工后沉降占比为48.5%和44.9%。
3 结论
本文结合甬江防洪堤东江奉化段堤防整治工程东江左岸11+707~12+487试验段实体工程, 进行了堤防填筑荷载下地表沉降、地基土体侧向位移以及分层沉降的现场试验研究, 得出了如下结论:
(1) 试验段在累计加载高度达到2.4m时, 地基产生较大塑性变形, 卸载再加载条件下地基沉降速率显著减小, 荷载卸加比达到0.36时地基土层产生隆起变形。建议后续堤段遵循土方“薄层轮加”原则, 累计填筑高度近2.4m时, 降低填筑速率增加地基预压时间。
(2) 外坡亲水平台经过水泥土搅拌桩处理后, 只是将地基土体侧向位移峰值转移到桩顶, 处理段在未控制施工进度条件下, 地基土体水平位移峰值超过未处理段, 桩与内侧土体之间甚至产生纵向裂缝。水泥土搅拌桩处理后, 改变了地基土体侧向变形模式, 沿土层深度方向地基分层沉降分布形式也发生了变化。
(3) 超软土地基在填筑荷载扰动作用下产生超孔隙水压力, 使得填筑期地基土体强度提高值极为有限, 进入预压期后, 地基土体固结排水较快, 本试验段地基预压290d后土体固结度达到80%左右。在超软土地基上新建堤防, 工后沉降占比在40%以上, 表层硬化结构施工前需充分考虑堤防预留沉降, 确保防洪标准不降低。
综上所述, 本试验段经双轴搅拌桩处理后, 土层极限加载高度、侧向位移量以及地基工后沉降占比等技术指标未得到显著改善。
摘要：结合甬江防洪堤东江奉化段堤防整治工程东江左岸11+70712+487试验段实体工程, 进行了堤防填筑荷载下地表沉降、地基土体侧向位移以及分层沉降的现场试验研究, 获得了分级加载条件下地表沉降规律、场区土层的极限承载高度、地基土体的侧向变形和分层沉降的变化规律。试验数据分析表明:本试验段地基经过水泥土搅拌桩处理后, 土层极限加载高度和侧向位移未得到明显改善;当在超软土地基上修建堤防时, 地基工后沉降量起主导作用;为确保堤防的防洪标准, 应该充分考虑预留沉降量。
关键词：堤防,现场试验研究,水泥土搅拌桩,防洪标准,预留沉降量
参考文献
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变形荷载 篇2
关键词：钢结构交错桁架,基础,水平变形,共同作用
近十几年来轻型钢结构住宅的发展受到前所未有的关注和重视。桁架结构体系主要由柱子、楼板和桁架组成。桁架的高度等于建筑的层高,跨度等于建筑全跨,两端支承在房屋外围的纵列柱子上,桁架体系特点可参阅由周绪红教授领导的小组发表的有关文献[1,2]。
19世纪60年代中期,美国麻省理工学院在美国钢铁公司(U.S.Steel Corporation)的赞助下对交错桁架体系进行了研究[3],于1967年首次应用于美国明尼苏达州的圣保罗市的老年公寓工程。1969年,Harold,Lawrence,Albert[4]对交错桁架结构体系的概念设计、结构受力和传力特点进行了详述,并针对老年公寓工程这一具体的工程实例介绍了交错桁架结构体系的布置、受力以及钢构件的基本尺寸。
交错桁架作为一种新型建筑结构体系,具有较好的使用功能与受力特征。随着研究的日益深入及工程测量手段的更新,考虑地基与结构相互作用影响的分析方法已得到普遍的共识。本文针对不同的基础形式(条形基础、筏板基础和桩筏基础)进行水平荷载作用下的变形计算研究,以扩大研究交错桁架结构体系受力变形性能,为全面分析这一新型结构体系服务。
1 计算理论分析
在使用荷载情况下,高层建筑结构基本表现为弹性工作,本文采用三维有限元进行不同基础形式下高层建筑钢结构交错桁架体系在水平荷载作用下的水平变形分析。本文分析的上部结构梁、柱在独特的受力性能作用下,必须能够反映单元中轴力及剪切变形的影响;基础和地基一般为块体单元,利用有限单元法建立块体地基的刚度矩阵。将上部结构、基础、地基的刚度矩阵利用变形协调条件进行耦合。交错桁架体系梁柱连接按照受力变形特征分为三类:刚性连接、铰支连接和半刚性连接,本研究选用刚性连接确定梁柱变形关系。交错桁架的楼板,担负着传力路径的作用,因此楼板单元必须能够较好地模拟剪力,选用壳单元作为楼板单元将能够较好地反映交错桁架中力的传递。基础材料考虑为混凝土,不管是条形基础、筏基还是桩筏基,不但承受柱脚三个方向的力,还承受弯矩作用,基础单元必须能够传递弯矩。本研究选取块体单元模拟基础,同时兼顾单元能够传递弯矩。
2 交错桁架体系、基础形式与有限元模型
与其他结构体系一样,交错桁架体系随着层数的变化及地基条件的不同而选取不同的基础形式,较为常用的有地基梁、筏基及桩(箱)筏基等。本文为分析研究存在较好的对比性,选用10层交错桁架作为本次研究的交错桁架体系。该体系的桁架基本组成如图1所示,桁架高2.64 m,各节间除中间为1.83 m外,其余为2.74 m,桁架总长即建筑宽度为18.29 m。构件采用低合金高强度钢,屈服应力为345 N/mm2。桁架上弦采用W10×45(美国工字钢表示法)型钢,下弦采用W10×39型钢。图1中D,V分别为腹杆的斜杆及竖杆,下标为序号,斜杆及竖杆对称布置,各腹杆由C型钢(槽钢)组成,型号见表1。特别需说明的是,在第10层无桁架部分将由W10×39型钢作为梁承受楼面荷载,此时梁跨度为18.29 m,故需在该层无桁架部分设置吊杆,位置在桁架V2处,吊杆选W10×45型钢。各柱几何参数随高度选用同一系列的工字型钢,型号见表2。选用七榀交错桁架,各榀之间间距7.32 m,结构纵轴长度43.92 m。连梁选用W14×311型钢,结构轴线图及结构整体图分别见图2,图3。楼板为预制混凝土板,混凝土强度为C30,楼板与桁架弦杆、梁均按要求可靠连接,以使桁架体系所受力可靠传递至柱底,楼板厚度为20 cm。
基础形式分别选取柱下条形基础、筏基及桩筏基进行研究。柱下条形基础按一般要求,两端各伸出结构纵轴线2 m,总长为47.92 m。截面取倒T形形式,高度按1/8～1/4柱距取为1 m,宽度上部取0.5 m,下部取2.6 m,翼板厚度取0.25 m。筏基采用平板式柱下筏基,厚度取为0.8 m,按照一般要求,筏板边缘伸出边柱轴线1.0 m,筏基长×宽为45.92 m×20.29 m,混凝土强度为C25。桩筏基的筏板几何尺寸及参数不变,桩截面采用0.6 m×0.6 m,桩长取10 m。桩沿横轴方向布置三行,桩中心位置在结构横轴线上,共7列。
各材料基本参数的选用见表3。本研究中,为研究交错桁架在不同基础及地基情况下变形和内力变化规律,考虑水平荷载进行分析。水平方向荷载沿结构横向施加,按集中力施加于各梁单元节点上,对于内部节点,施加水平荷载为2 kN,外部节点为1 kN,施加的总水平荷载为360 kN。
3 水平荷载作用下变形模式研究
相同地基不同基础情况在相同水平力作用下柱脚水平位移如表4所示,交错桁架水平位移如图4所示。由表4可知,不同基础形式的高层交错桁架体系在水平荷载作用下柱脚水平位移差别较大,这不但取决于交错桁架体系本身的结构特点,同时也表明不同基础形式下受力特征的明显不同:交错桁架体系的底层柱仅布置在外围,而柱所受的力以轴力为主。对于条形基础,仅受较小的侧向力作用,同时,条形基础无法与交错桁架体系作为一个整体工作,条形基础之间相互影响不显著,从而在条形基础情况下,交错桁架的柱脚水平位移很小。对于筏板基础与桩筏基础,基础本身刚度较大,能够与交错桁架体系成为一个整体工作,同时外围柱之间通过基础相互影响,导致基础产生较大的水平位移。而桩筏基础相对筏板基础来说,可以利用桩基以及深层地基抵抗水平荷载的作用,因而在桩筏基础情况下,交错桁架的柱脚水平位移相对较小。如图4所示的交错桁架水平位移,已减去柱脚位移,其中筏基指筏板基础水平位移,常规指约束柱脚计算的水平位移,条基指条形基础的水平位移,桩筏指桩筏基础的水平位移。由图4可知,考虑高层建筑与基础及地基共同作用时,结构整体水平位移基本是增大的,而条形基础却表现相反的趋势。整体水平位移增大包括两个方面:基础本身的平移及结构转动产生的平移。对于研究的交错桁架体系,由于结构本身刚度较大,同时筏板基础与桩筏基础也存在较大刚度,因而基础转动时基本不存在变形。
由于水平作用下的位移包含有水平平移和转动位移两项刚体位移,因而分析的位移并不能代表结构体系本身的变形情况,为准确反映结构体系的变形,必须将平动位移和转动位移减去,得出的沿交错桁架体系高度变化的结构体系本身的水平变形如图5所示。不同基础情况下体系本身变形模式基本相同,与常规计算的变形比较,考虑结构、基础与地基共同作用的水平变形均有所减小,即水平荷载由于基础的变形而由结构、基础与地基共同承担,从而减小了上部结构在荷载作用下的变形程度。具体来说,筏板基础与条形基础在水平变形程度这方面具有相似的规律,而桩筏基础在结构上部则更趋向于常规计算的变形模式。考虑基础共同作用时,图5中3层以下表现的变形与常规比较,均有反弯的趋势,说明考虑基础共同作用时,基础对上部结构一定范围内的刚度影响有增大趋势,但影响层数不超过3层。
4 结语
本文在考虑高层建筑结构、基础与地基共同作用的基础上,计算研究交错桁架体系基础固定的常规方法、条形基础、筏板基础、桩筏基础在水平荷载作用下的变形模式,通过分析,可得出如下结论:
1)不同基础形式下,相对常规计算方法,考虑共同作用的水平位移数值均有所改变,对于筏板基础和桩筏基础,整体水平位移是增大的。2)不同基础形式下,相对常规计算方法,考虑共同作用的水平变形数值有所减小,同时基础对结构下层一定范围内的刚度影响有增大趋势。
参考文献
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变形荷载 篇3
我国正处于地下空间工程大开发时期[1,2],然而近年来地震频发,地下结构极易发生震害,由于建设造价高并且修复困难,往往造成严重的经济损失[3]。但现行各种抗震设计规范关于地下结构的条文十分简略,难以适应当前地铁的高速发展。针对隧道的动力响应,学者进行了大量的研究,取得了一些有意义的成果:李鹏[4]利用数值分析的方法研究了饱和地基中隧道纵向地震反应。范鹏贤等[5]采用矩阵力法计算圆形隧道在地震波作用下的整体响应。徐华等[6]利用振动台研究隧道动力响应规律及围岩与隧道的相互动力作用。但当前研究成果大多是针对直线隧道,而许多工程项目中不可避免地修建了曲线隧道,对于曲线隧道在地震作用下的动力响应尚不清楚。因此,本文采用ANSYS/LS-DYNA重点分析研究曲线隧道在动荷载作用下的变形破坏机制。
1 隧道的数值模拟
1.1 模型尺寸与材料
根据工程实际,本文的模型外径为6.0 m的圆形断面隧道,隧道埋深30 m,衬砌厚0.6 m。曲线隧道的转弯半径按照《地铁设计规范》(GB 50157—2013)的规定取最小转弯半径300 m,转弯角度为90°。隧道模型周边围岩覆盖厚度为5倍洞径。三维模型如图1所示。围岩及衬砌的物理力学参数如表1所示。
1.2 边界条件
为了有效模拟地震波穿过模型边界使地震能量向远处传播,保证波动从计算模型内部穿过人工边界时尽可能少的产生反射,本例在进行动力分析时采用无反射边界。选取2008年观测到的汶川波,为了节约计算时间,截取其中含有峰值加速度的5 s输入。
2 隧道动力响应分析
2.1 位移分析
曲线隧道总位移云图如图2所示,直线隧道总位移云图如图3所示。
由隧道的总位移云图(图2—3)可以看出,曲线隧道结构位移值沿隧道轴线分布大致相同,出现在如图2所示位置处总位移明显增大,对该部位截面进行重点分析。直线隧道位移沿隧道轴线基本保持不变。重点分析出现最大位移的截面。
由表2可以看出,曲线隧道结构各部位在震后的位移值大约是直线隧道相对应位置的4倍;与直线隧道相比,曲线隧道各处位移差异较大,拱顶及拱底处的位移值高出左右边墙约30%。
(单位:cm)
2.2 应力分析
曲线与直线隧道的主应力云图如图4—5所示。
由隧道的第一主应力云图可以看出,曲线隧道的第一主应力在隧道曲线段与围岩的接触部位较其他部位大。因此,需重点分析该部位。从曲线与直线隧道的第一主应力云图中也可看出,曲线隧道各部分应力明显大于直线隧道。表3列出了曲线与直线隧道重点分析断面处各部位第一主应力。
(单位:MPa)
由表3数据对比分析可知,曲线隧道在震后的应力值明显大于直线隧道,曲线隧道拱顶处的应力值最大,同时右边墙(外凸侧)的应力高出左边墙(内凹侧)应力11.2%,可见曲线隧道震后横截面两侧受力不均。
3 结语
本文利用ANSYS/LS-DYNA对比分析曲线隧道和直线隧道的动力响应,主要得出了以下结论:
(1)曲线隧道结构整体上在震后的位移值与应力值高于直线隧道,其中在隧道曲线段端点与围岩接触处应力明显增大,第一主应力约为直线隧道的5~10倍。且曲线隧道震后右边墙(内凹侧)的位移值高出左边墙(外凸侧)。
(2)在隧道端点与围岩交界附近的截面上,曲线隧道结构各部位在震后的位移值大约是直线隧道相对应位置的4倍;与直线隧道相比,曲线隧道各处位移差异较大,拱顶及拱底处的位移值高出左右边墙约30%。
参考文献
[1]钱七虎.现代城市地下空间开发利用技术及其发展趋势[J].铁道建筑技术,2005(5):1-6.
[2]钱七虎.岩土工程的第四次浪潮[J].地下空间,1999(4):267-272.
[3]胡聿贤.地震工程学[M].北京:地震出版社,1988.
[4]李鹏.饱和地基中隧道纵向地震反应[D].北京:清华大学,2013.
[5]范鹏贤,王明洋,冯淑芳,等.爆炸地震波作用下深埋圆形隧道的动力响应分析[J].岩石力学与工程学报,2013(4):672-679.
变形荷载 篇4
1 工程概况及地质条件
1.1 工程概况
广州—珠海(西线)高速公路是广东省珠江三角洲地区高速公路网的重要组成部分。广珠西线北起广州南环海南村,跨珠江,经三山、陈村,终点在顺德市北窖镇碧江,与碧桂一级公路相接,全长14.659 km。该线路位于珠江三角洲冲积平原,地势较为平坦。全线路主要路段均为桥梁和软基交错,且其中相当一部分为桥头地带,软土软厚,桥头路堤填土较高,结合广东近年来对软基处理积累的经验,采用常规堆载预压法处理,按照薄层轮加法进行路基填筑施工。
1.2 地质工程情况
从地质勘察报告可知,K11段地区的地层从上至下:①填砂:一般厚度2 m,鱼塘部分厚2.5 m,主要是回填砂垫层及工作垫层。②耕植(表)土:分布范围1.2 m～2.0 m,土黄色,主要分布在K11+021～K11+044,局部见少量的植物根。③淤泥:分布范围1.2 m～13.5 m,呈灰黑色,饱和,流塑状,上部夹0.3 m～0.5 m厚粉细砂,局部含少量贝壳片,底部富含腐殖质。④粉质土:呈粉白色～黄色、紫红色,主要成分为粉粒及粘粒,含少量粉砂,软塑～可塑。⑤粉土质砂:紫红色,主要为粉粒,粘粒含量较少,湿,稍密。
2 Plaxis有限元分析模型
2.1 模型建立
对路堤分级堆载而言,从严格意义来讲,是一个三维问题,但在目前的条件下,采用三维有限元其建模比较复杂,而且得不到理想的分析结果,一般路段的长宽比L/B≥10,属于平面应变问题。故计算模型近似将三维问题简化为二维平面应变问题进行计算。本文选取广珠西线K11+196断面进行了路堤堆载下公路软基侧向变形定量分析。该路堤断面顶宽为30 m,路堤填筑高度6.54 m,坡度为1∶3,软弱地基深度为23 m。
根据地质勘察资料,地基软土按照土性差异可以划分为5个土层,各层路基土的有限元计算参数见表1。地下水位位于地表。有限元分析中采用15节点的三角形单元进行网格剖分,有限元计算网格剖分图如图1所示。
Plaxis模拟过程采用的是软土蠕变模型和莫尔—库仑模型经过组合变化得到的粘塑性蠕变模型。路堤以下的路基部分采用蠕变模型计算[3]。实际路堤堆载过程中分18级加载,每级计算加载与实际施工过程的加载曲线如图2所示。
2.2 边界条件
模型在建立时,以路基中线为对称轴,只取一边范围的土体建立有限元分析模型。地基的侧向边界水平位移为0,在路基中线下处的边界竖向可以自由变形,所以竖向不受约束,而在另一边的边界需要考虑路基变形的影响范围,一般取堆载土体宽度的4～5的距离时,可以不考虑堆载体的影响,对水平向位移可以约束,不能约束竖向位移。对于底部为透水基岩,水平位移和竖向位移都受约束,不可以自由变形[4]。
2.3 软土初始状态定义
对于孔压边界条件,两边为透水边界,孔压未知;底部根据土层情况,设为透水边界。而在竖向排水位置,由于孔隙水均从排水体中排出,故在上下边界设为透水边界。
3 Plaxis计算结果分析
3.1 侧向变形与实测结果对比
图3,图4分别为路堤坡脚处侧向位移的理论计算值和实测值分布曲线图。从图3,图4可知,路堤堆载下公路软基侧向变形的理论值和实测值比较接近,其曲线形态相也比较相似。从以上对比可以发现,采用有限元法模拟得到的结果和实测值相比,得到的结果都较为吻合。
3.2 软基侧向变形分析
由路堤坡脚处横断面侧向位移分布曲线可知,侧向位移变化呈现随软基深度先增大后减小的趋势;有限元计算表明当填土256 d时,在软基表面下5.80 m附近,侧向位移达到最大值0.21 m,即最大侧向变形依然发生在淤泥质土层。侧向位移在堆载预压期迅速增加,而在每级填土荷载加载完毕后的预压期间,土体侧向位移开始膨胀变大。
3.3 最大侧向位移分析
图5,图6为不同路堤堆载高度的软基侧向位移等值线云图,从图5,图6可知,路堤从填筑开始即发生侧向变形。随着路堤填筑高度的增加,侧向位移分布区逐渐由坡面向坡内发展,侧向变形区的面积逐渐扩大,同时,侧向变形区在地基内逐渐向下扩展。
从路堤堆载下软基侧向位移场的发展情况来看,随着路堤填筑高度的增加,软基最大侧向位移的位置由路堤坡脚与软基交界处向淤泥质黏土层中发展,直至路堤堆载施工结束,施工完成后,以最大侧向位移为中心,侧向位移等值呈现出“椭圆”的形态分布于软基的淤泥质土层中。
4 结语
根据二维平面有限元分析程序Plaxis对某高速公路K11+196断面路堤堆载施工进行了数值模拟,将数值结果与实测结果进行对比分析可知,利用有限元计算程序模拟路堤荷载下公路软基侧向变形规律,并为实际高速公路工程软土侧向变形预测提供较准确的理论和施工指导。
参考文献
[1]阎钶,朱长歧.海沧大道软土路基施工侧向位移数据分析[J].岩土力学,2003,24(sup):465-468.
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[4]Vermeer P.A,Neher H.P.A soft soil model that accounts forcreep.Beyond 2000 in Computational Geotechnics-10 Years ofPLAXIS International[C].Balkema:Rotterdam,1999:1-13.
[5]孙钧,汪炳.地下结构有限元法解析[M].上海:同济大学出版社,1988:6.
变形荷载 篇5
作为铁路轨道结构中最重要的组成部件，钢轨的受力情况十分复杂，在车轮荷载的作用下，钢轨会产生竖向弯曲等变形。
在以往的研究当中，一般是基于钢轨经典力学分析的方法，将钢轨假定为无限长梁，点支承或连续支承于下部轨枕或地基上，如图1所示。由于为单一长梁，传统的方法仅能够求解钢轨竖向、横向等整体截面的位移及应力，而不能反映由于偏心荷载等作用引起的扭转应力以及钢轨内部局部的应力变化。
对于钢轨截面分析的一般理论求解，正常也仅考虑竖向荷载作用于钢轨中心对称位置的轨头面上，针对钢轨的扭转变形，则主要是考虑由横向作用力引起。张永兴等为了细化钢轨的水平位移，在研究钢轨扭转变形过程中，考虑了竖向荷载偏心的影响，但为减少计算量，钢轨截面简化成方方正正的工字形状，即头部、腰部及底部视为三个矩形，分别计算三部分的扭转及惯性矩，通过计算由扭转引起的横向位移与横向力引起的弯曲位移叠加求得整体的水平位移。事实上，即使在直线区段，车轮对钢轨的竖向载荷也并非作用于钢轨头部中心位置。图2为现场调查的某轨道结构直线段钢轨上的光带示意图，可见轮轨接触位置偏向钢轨内侧，存在相应的偏心，同时，作用力也并非单点作用，而是形成具有一定宽度的轮轨接触面。
传统的简化方式已经越来越不适应高速铁路高精度的要求，且随着计算机技术的不断发展，对钢轨内部应力变化以及轨头局部位置位移的求解成为可能，本文针对直线上钢轨的竖向偏心荷载进行力学分析，采用有限元计算软件将钢轨考虑为三维实体，竖向偏心荷载按单一作用力施加于轨头内侧一定位置，以模拟和实际轨道结构更为近似的受力模型。
2 力学模型
对于实际铁路轨道，钢轨由扣件弹条扣压，按轨枕间距铺设在轨枕之上，高速铁路无砟轨道结构的钢轨则是按照承轨槽间距铺设于轨道板上，钢轨底部由扣件弹性垫板支撑。因此，钢轨与枕下结构的接触实为面接触状态。考虑上述因素，本文将扣件系统对钢轨的作用视为一定宽度的均布弹簧支撑，扣件以下部分视为全约束，建立钢轨的三维实体力学模型，如图3所示。
钢轨截面受力示意图如图4所示，受竖向偏心荷载F作用，e表示偏心值，则钢轨受到扭矩大小为Mt=F×e。为了分析钢轨受竖向偏心荷载的影响，本文仅针对直线上钢轨竖向力的作用进行研究，而不考虑横向力以及轮轨产生的蠕滑等切向力作用。
为保证合理的计算精度，且由于仅分析荷载作用位置附近钢轨的受力和变形特点，结合经验及模型的求解结果，取13跨钢轨长为计算长度，随着钢轨跨数的再增加，两端的计算结果影响已经非常小，可忽略不计。事实上，对于一般的静力分析，钢轨跨数超过10跨时就可以满足求解要求，同时，为了消除边界效应等对结果的影响，此处取13跨则为一种相对保守的取法。对于弹性垫板刚度，线性均布弹簧按其单支弹簧刚度均匀分配。
计算参数如下:1)钢轨:采用60 kg/m轨，其弹性模量为2.1×105MPa，泊松比为0.3，线膨胀系数11.8×10-6/℃，密度7 830 kg/m3。2)扣件系统:扣件弹性垫板的静刚度为22.5 k N/mm，垫板宽度为150 mm，轨枕间距0.65 m。3)荷载:荷载取为22.5 k N。4)偏心值大小:按无偏心、偏心5 mm、偏心10 mm、偏心13.86 mm，此处最大偏心值结合建模时节点位置选取，并无实际意义。直线上钢轨过大的偏心值一般不会存在，因此仅取到不足15 mm，曲线上钢轨则会存在较大的偏心，但同时由于超高的设置，也得需要考虑横向力作用。
3 计算结果及分析
钢轨采用三维实体建模的方式求解可以直接反映钢轨表面及内部的应力值及变形的大小，本文对作用力范围内的一跨钢轨展开研究，选取几种典型的计算结果进行分析，主要包括偏心荷载作用下钢轨轨距点之间的横向位移变化以及钢轨由于扭转产生的附加正应力值的大小两个主要方面。
图5，图6为选取的钢轨的分析截面及点位的示意图。图6中，b为轨距点，c为下颚点，e为轨腰中心位置，h为轨底中心，其他点则为选取的一些最有可能产生钢轨病害的过渡位置。
3.1 荷载作用截面轨头部位的横向位移
由于钢轨横向位移的变化主要体现为轨距的扩大或变小，因此，只对轨头部分a,b,c三点的横向位移进行分析，在无偏心和不同偏心荷载下的位移结果如图7所示。其中，横轴表示偏心值大小，纵轴表示钢轨横向位移值。
从图7中可以看出，随着偏心值的不断增大，钢轨的横向位移也随之增大，最大值已经达到了2 mm左右，同时，轨头下颚点(c点)也达到了1.5 mm左右，可见竖向偏心荷载对钢轨的横向位移有着不可忽视的影响，会导致钢轨轨头向内侧扭转，从而减小了轨距，增大了轮缘撞击轨角及轨头侧面的风险，不可避免地会引起侧磨、轨角及下颚裂纹等伤损。
3.2 偏心荷载作用跨轨距点(b点)横向位移比较
为了反映出偏心荷载对其作用跨钢轨整体的横向位移影响，对轨距点(b点)在一跨内的横向位移进行了分析，如图8所示。定义作用点坐标为0，则中间跨钢轨位置范围为-325 mm～325 mm，横轴表示其位置坐标。
从图8中可以看出，在偏心荷载的影响下，轨头处的横移量受其影响较大，且一跨范围内的整体横移值变化较小，说明其影响值已经超过了一跨钢轨长度，钢轨轨头整体侧移，产生了一定程度的扭转。
3.3 偏心荷载作用对钢轨扭转的影响分析
偏心荷载产生扭矩，因此对钢轨影响的一个主要体现就是产生了扭转作用，钢轨的扭转会导致截面内部正应力值发生相应的变化，因此，偏心荷载对钢轨扭转的影响可以从钢轨截面正应力角度进行分析。为便于分析，将轨头部分和其他各分析点的计算结果分别处理，如图9，图10所示。
从图9中可以看出，在偏心荷载的作用下，轨头区钢轨正应力呈逐渐增加趋势，相对于无偏心时的正应力值，应力增大值即由于扭转产生，为扭转正应力。由于轨头部分受压，初始正应力值为负，扭转作用增加了正应力值，导致压应力值逐渐变小，轨头下颚c点增大为正值，由受压变成受拉状态。结合钢轨产生向内侧的横向位移，轨距变小增加了车轮对钢轨的侧面撞击，在两种因素的影响下，使得钢轨侧磨更为严重，同时由于出现拉应力而增加了下颚处产生裂纹的可能。
图10反映出钢轨扭转会导致轨腰中部以下钢轨截面的正应力值减小，即扭转正应力为负值，但钢轨偏心产生扭曲影响的影响值较小，轨底中心处的应力值大小基本不变，仅在轨腰中心附近出现一定的拉压应力波动。
MPa
偏心荷载引起的钢轨截面的正应力增加值即是由于钢轨的扭转产生，扭转正应力如表1所示。
从表1中也可以看出，偏心荷载产生了钢轨的扭转，且轨头部分的扭转正应力值较大，其中下颚点处扭转正应力达到最大值，且为拉应力。
4 结语
通过对直线上钢轨偏心荷载作用下轨头位置横向位移及截面应力值的求解，可以得出以下结论:
1)车轮竖向偏心荷载会导致钢轨产生横向位移及扭转变形，对于越来越高的精度要求，即使直线上的钢轨，也需要考虑竖向荷载偏心大小的影响。
2)偏心荷载导致轨距减小，增加了车轮对钢轨内侧撞击的概率，同时，钢轨由于扭转产生了正的扭转应力，导致轨头部分的钢轨截面正应力增加，在下颚处甚至出现了拉应力。两者的叠加会导致轨角内侧钢轨磨耗更加剧烈，甚至出现裂纹。
3)钢轨扭转会产生一系列的问题，若考虑横向力等作用，扭转应力又会重新分布，对钢轨扭转问题还值得进一步的研究。
摘要：采用有限元计算软件,建立了钢轨的三维实体力学模型,分析了竖向荷载在不同偏心值下钢轨的横向位移及扭转应力,结果表明,钢轨的扭转应力会对钢轨产生不利的影响,精度要求较高时应考虑钢轨的扭转变形和应力。
关键词：钢轨,三维实体,偏心荷载,扭转应力
参考文献
[1]李成辉.轨道[M].成都:西南交通大学出版社,2005.
变形荷载 篇6
岩土锚固技术在深基坑的支护工程中有着十分重要的地位。与传统的钢筋混凝土或钢支撑相比, 锚杆支护形式有着节省材料、改善施工条件、主动控制变形和施工对周边环境的影响少等特点[1,2,3]。然而岩土锚固的理论研究和计算与工程实践相差较大, 且分析方法较为落后, 锚杆锚固段极限侧摩阻力采用锚固长度均匀分布且与锚固体长度无关的设计方法。在基坑及边坡工程的设计过程中若仍然采用极限摩阻力均布假设, 其计算结果与实际受力情况相差较大, 且取值较为冒进, 偏于危险[4,5]。
对于锚杆的受力及变形计算通常有三类方法:以数值计算为基础的整体求解方法、基于Winkler地基模型的荷载传递方法以及基于不同锚固—土体传力模型的位移—应力分析方法[6]。整体求解方法计算量大, 且不同结构类型和地层分布因素对计算模型的建立影响明显, 实施较为耗时。不同的锚固及传力模型宜针对特定的地层条件选用, 且应以实际试验为基础进行对比验证, 适用范围亦非常广泛。故基于Winkler地基模型的计算方法是较为可行的简化计算方法。
对于剪应力沿锚杆锚固体长度方向的分布, Li和Stillborg认为[7], 在较小的拉拔荷载下, 锚固轴力和界面剪应力从荷载点到沿锚远端以指数形式衰减。然而对比现场拉拔试验结果可知, 靠近洞壁锚杆断面上的轴应力与假设相差较大[8,9], 姚显春等[10]以Mindlin解为基础, 根据锚杆界面的剪应力特性, 得到锚杆中性点位置, 并综合中性点前后的剪应力分布, 求出了锚杆的轴力分布。但其结果是以积分形式表示, 无明确解析表达式, 且无锚杆各点位移与之对应。赵明华等[11]以Winkler地基模型为基础, 利用锚杆和抗拔桩在承载机理和变形特性上的相似性, 推导了锚杆的变形公式, 并界定了锚杆临界锚固长度, 但算法未考虑分层土的受力。田冬俊等[12]以Cooke竖直桩剪切位移理论为基础, 改进了文献[11]中Winkler地基模型, 求解出了锚杆在土层中影响范围的解析表达形式, 但锚固体上各点位移的解答并不明确, 且未考虑分层土计算模型中锚杆节点的位移。
本文以弹性力学为基础, 求解了分层土中锚杆受轴向拉力时位移和应变的解析表达式, 并采用传递矩阵方法, 推导了锚杆任意位置及锚端的位移, 得到了分层土中锚杆弹性变形的精确解答, 并与已有实验和计算结果进行了对比。
1锚杆锚固体在弹性半空间体中的受力变形
计算前提:锚固体与土体接触面无相对滑动, 在锚固体外表面上各点, 土层位移与锚固体位移一致。计算模型如图1所示。
锚固体轴力为
由静力平衡关系有:
设注浆体半径为rc, 土体影响半径为rm, 锚固长度为L, 锚固体剪应力沿锚杆轴线分布为曲线函数。定义锚固段起点坐标z=0, 终点z=L, 则位于r=rc的锚固体交界面上位移为s (z) , 在位于垂直锚固轴线的平面内, 沿轴线的位移为w=s (z) u (r) (在柱坐标中, 平行于轴线的竖向荷载所引起的剪应力的无旋位移uθ为径向位移uρ的高阶无穷小, 故由uθ引起的应变和位移偏导可忽略) , 则有:
其中, Ep为锚固体弹性模量;Ap为锚固体横截面面积。
u (r) 的边界要求为:u (r) |r=rm=0。在垂直于锚固轴线的平面内, 锚固体周围土体的变形为:
式 (1) 可分解为:
解上述方程组可得:
根据边界条件u (r) |r=rm=0可以求出常数项C3:
对于方程组上式, 根据边界条件:
可得:
故沿轴线的位移w为:
化简可得:
若为分层土体, 位移交界面处及桩体顶、底部的约束应分别求解。
这里以某高层建筑深基坑支护工程灌浆锚杆的试验实例进行计算检验[13], 有关参数如下:钢筋布置3Φ25, L=17.5 m, Ec=4.0×104MPa, Ac=132.7 cm2, vs=0.2, Gs=10.2 MPa, 本文计算的曲线与实测曲线在弹性阶段的对比如图2所示。
图2为长度为17.5 m的灌浆锚杆在物理力学参数已知的均匀土层中, 端部受拉时杆端位移与拉拔力的关系曲线。在弹性范围内, 试桩与理论计算结果是一致的, 即使在局部阶段有一定的偏差 (如s=2 mm~5 mm的阶段) , 但仍属于试验误差不均匀的控制范围。
2分层土中锚固体的传递矩阵求解
根据式 (1) (u (r) ) , 可得分层土中锚杆锚固体沿轴线的位移w:
若土体有n层, 各层土体弹性模量为Ei, 剪切模量为Gi, 加劲体弹性模量为Ec, 加劲体总长为L, 在各层土中的长度为li, 则在加劲体顶部与端部的边界条件仍可用式 (4) 定义, 如图3所示。
假设各层土体位移wi中, 位移常数为C1i和C2i, 则有:
对于各层土体, 其加劲体位移和应力表达式为:
化简为矩阵形式为:
如果令:
则式 (1) 可表示为简化形式:
底层土体底面与顶面的大直径水泥土位移与应力的关系为:
将上两式联立消去常数向量{Consn}可得:
以此方法将桩顶与桩尖的位移、应力联系起来:
其矩阵形式为:
其中, , 对于底层和顶层土体, 加劲体的端部边界条件为:
将式 (15) 代入传递矩阵方程可得:
由此可得桩端竖向的表达式s:
单桩所引起的垂直于锚固体轴线且z=0处桩—土位移为:
Sowa[14]通过现场足尺试验研究了抗拔混凝土预制圆桩的受力性状。本试验中混凝土预制圆桩的直径为0.53 m, 桩长为12.0 m, 桩身弹性模量为30 GPa。该场地主要土层为细砂, 该土层的内摩擦角为30.0°, 剪切模量为2.0 MPa。细砂上覆有少量的粘质粉土和粉质粘土。地下水位于地表下1.2 m。地下水位以上土的天然重度为18.4 k N/m3, 地下水位以下土的有效重度近似取8.4 k N/m3, 近似取全桩长范围内的泊松比为0.45, 土层剖面见图4。
图5为抗拔单根锚杆抗拔力实测与计算值的对比, 可以看出在小变形阶段 (桩顶位移为0 mm~300 mm阶段) , 两者荷载—位移曲线吻合较好, 但随着土体塑性变形和锚杆锚固体—土层体系相互滑移的出现, 两者差别逐渐明显。
3结语
基于弹性空间的应力—应变协调方程, 运用分层土中锚杆锚固段的传递矩阵方法, 得到了锚固体在外拉荷载下拉拔力与端头位移的弹性解析表达关系, 并与相关现场试验和文献计算结果进行了对比分析, 结论如下:
1) 与已有文献计算结果相比, 本文方法计算结果与现场实测更接近, 尤其在小变形和线弹性阶段吻合较好。
2) 在进行分层土锚杆的抗拔计算时, 利用荷载传递方法可以有效地减少各个土层待定常数的计算量, 且能够保证解析解的分析精度。
3) 本文方法以土体性质线弹性为前提。实际工程中, 以抗拔锚杆杆顶位移为控制条件的工程均能够以此方法进行校核。
摘要：根据锚杆与土体的相互作用机理, 以弹性力学为基础, 建立了拉拔荷载下锚杆锚固体与土体的受力平衡方程, 在忽略土体的无旋应变下, 利用锚固体和土体的变形协调和锚固体微元的平衡方程, 推导出了锚固体外拉荷载与端头位移的弹性解析表达, 并以此为基础, 利用传递矩阵方法, 计算并分析了分层土中单桩抗拔荷载和位移的关系。
变形荷载 篇7
选取某水泥厂网架屋盖的熟料库为研究对象, 对其整体性能进行分析。该水泥厂中熟料库的直径为70m, 熟料库屋盖为圆台形网架结构, 为钢质材料。熟料库壁面为圆筒结构, 壁厚为600mm, 网架外径为70.5 m。按照设计规范要求, 锥面倾角取32°角, 锥顶平台直径取13.7m, 整体高度为20m。屋顶截面以双层网架为基础, 其中网格形状为四角锥形。熟料库内部环境和外部环境的温度相差较大, 为保持库内恒温, 该工程设计了径向滑动支座, 网架支座选定为下弦外环处的18节点, 该节点为螺栓球结构, 利用高强螺栓将节点和工程整体进行连接。抗震防烈度取8度, 温度差选定为15°, 拉链机头拉力定为360k N, 杆件所承受的最大应力比应控制在0.8范围内。
2 整体性能分析
2.1 网架周期和振型
水泥厂屋顶设计时, 荷载和组合分项系数、组合系数的取值应按照荷载取值规范进行选取, 过程中应考虑风荷载、温度荷载、地震荷载等对组合量的影响, 组合后对网架的周期和振型进行分析, 得出以下特征:
(1) 网架结构的基本周期为0.32s, 与其他网架类型屋盖结构周期相对比, 该工程网架刚度较大, 分析原因可能是由于该钢架结构承受的活荷载较多, 因此, 本结构选型时选用刚度大且截面高度取值偏大;熟料库锥形网架属于超静定结构, 这也是导致屋盖结构刚度较大的原因, 而实践可知, 本设计网架结构刚度大对屋盖设计有益。
(2) 本结构前两阶的周期、振型基本相同, 均是由锥顶带动锥面进行水平运动, 但锥顶与锥面运动方向相互垂直。对支座结构进行分析可知, 在振动作用下, 支座位置径向发生不同程度位移, 法向无变化。
(3) 第三阶振型振动方向为竖向振动, 振动周期略低于前两阶, 支座受到压力作用发生向外的变形, 变形量基本一致, 发生变形现象较为严重。
(4) 四、五、六阶振型均为高阶振型, 周期较前者均有减小, 但减小的幅度不大, 该网架结构振型较为接近密集, 现阶段, 网架或网壳结构振型特点与该结构类似。
2.2 网架竖向变形、内力特征
(1) 结构在竖向荷载的作用下, 熟料库屋盖的锥面和锥顶均产生一定挠度, 径向的水平位移随着径向距离的延伸向周边扩大。经测定, 该网架结构在竖向荷载的作用下挠度最大处出现在锥顶平台上, 为19.34mm, 水平形变量为8.71mm。竖向活荷载产生的挠度最大处也为锥顶平台上, 其数值为13.77mm, 水平形变量为6.42mm。网架的竖向和水平变形量均在变形限值要求内, 可达到使用标准。
(2) 本结构中竖向恒荷载较大, 在恒荷载作用下, 网架内部受力比活荷载产生的作用大, 在网架各结构中, 活荷载和恒荷载产生的作用平均分布于各结构, 按比例变化。
经检测, 库房顶面18个支座竖向反力值相同, 由此说明顶面结构基本中心对称, 刚度值也基本相等, 因此在屋顶受到的荷载能够均匀分配到各支座。各支座间水平方向的反力为0, 因此, 竖向荷载作用下, 各支座不受到法向反力的作用。
3 关键参数影响分析
3.1 温度荷载影响
温度荷载的变化不会导致内力变化, 因此本结构中温度荷载对结构竖向位移和受力影响较小, 但对结构水平位移影响较大, 具体见下图1所示, 图1是水平位移量随温度荷载变化的曲线关系图, 从图中可以看出, 温差与水平位移变化呈线性关系, 当温差升高到I50℃时, 位移最大量达到84 mm, 当拉链机头荷载不相同时, 温度差值变化对最大水平位移量影响不大, 即下图1所示, 四根曲线基本重合。
3.2 地震荷载影响
在拉链机头斜向力相同、设防烈度不同的网架结构进行分析计算, 结果显示地震作用对用钢量没有显著影响, 对结果的周期和位移情况也没有影响。选取两种设防烈度进行比较, 网架的截面均无变化, 由此推断地震荷载对结构影响关系不大, 在结构设计过程中不作为主要影响因素进行分析。
3.3 支座数量影响
该工程网架共有72个节点, 为保持均匀分配则将网架支座数量分别设定为12, 18, 24和36个, 构建模型进行分析计算, 杆件内力和位移情况与支座数量均呈反比, 且变化趋势基本相同, 均随着支座数量的增加而逐渐减少, 但变化趋势为非线性关系, 随着支座数量增加速度的降低, 各指标变化也逐渐减少。由此可见, 支座数量是影响结构受力的重要因素, 但其对结构的影响将随着支座数量的增加而逐渐减缓, 对结构的影响效果逐渐下降。
对该结构网架进行分析表明, 设置18个支座时结构各指标量最佳, 支座数量不多, 施工操作方便, 而结构杆件受力情况、位移等指标均可达到设计规范要求。
4 结论
综上所述, 本文主要得出以下三点结论:
(1) 屋盖结构设计中, 网架最外环拉力最大, 应重点分析该处拉力情况是否满足设计要求, 在工程承受荷载较大的情况下, 外环杆件横截面积应较大, 可能导致超出螺栓直径范围, 设计上比较困难。本文针对实际工程情况分析发现, 增加与外环相邻的内环杆件能够分担外环杆件受力, 有助于减小外环杆件尺寸。
(2) 本工程选定网架结构为超静定结构, 结构刚度较大, 在设计中应注意对支座的设计, 选择滑动式支座, 有助于结构散热。
(3) 在设计工作中, 除应满足设计规范要求外, 还应考虑施工环境和经济等因素影响。
摘要：本文以笔者多年工作经验, 并结合某工厂实例, 分析该水泥厂熟料库网架屋顶的受力特征, 在荷载作用下网架的受力特点和变形情况, 并计算竖向、温度荷载等参数对网架结构的影响。通过工程实际案例结合经济效益, 为建设工程的屋盖设计提供理论参考。