固定失稳（精选7篇）
固定失稳 篇1
摘要：目的 探讨椎间失稳环境下软骨终板蛋白多糖的变化。方法 选取48只6月龄日本大耳白兔,体重(2.50±0.15)kg,均在相同环境条件下喂养,随机分为对照组和实验组,每组各24只;两组兔均进行椎间手术失稳。实验组在手术失稳2个月后用椎弓根螺丝钉和张力钢丝弹性内固定的方法进行L6/7的稳定性重建,对照组不进行稳定性重建。两组分别在内固定术后2、4、6个月取材对椎间盘软骨终板蛋白多糖进行检测,比较不同时间软骨终板蛋白多糖水平变化。结果 1组内比较,两组术后2、4、6个月蛋白多糖灰度及光密度值比较,差异均有统计学意义(P<0.05)。对照组术后4个月蛋白多糖灰度低于同组术后2个月,光密度值高于术后2个月,差异均有高度统计学意义(P<0.01);对照组术后6个月蛋白多糖灰度低于同组术后4个月,光密度值高于术后4个月,差异均有高度统计学意义(P<0.01)。实验组术后4个月蛋白多糖灰度高于同组术后2个月,光密度值低于术后2个月,差异均有高度统计学意义(P<0.01);实验组术后6个月蛋白多糖灰度高于同组术后4个月,光密度值低于术后4个月,差异均有高度统计学意义(P<0.01)。2组间比较,实验组术后6个月蛋白多糖灰度高于对照组,光密度值低于对照组,差异均有统计学意义(P<0.05)。结论 弹性内固定能有效地阻止椎间盘软骨终板蛋白多糖的退变,而且有部分恢复的征象,它为进一步进行其他治疗创造了必要条件。
关键词：兔椎间盘,软骨终板,蛋白多糖,弹性内固定
椎间盘软骨终板的退变过程是受各种因素影响变化的,这些因素包括生物自身拥有的内部因素和生物体所处各种外部环境因素,因此每个生物体在不同环境、不同时间段软骨终板的退变过程是不同的[1,2]。 首先,传统的椎间失稳椎体间的融合内固定后椎间软骨终板仍是退变的[3,4],而且其软骨终板也没有修复或恢复;其次,传统的脊柱融合内固定术后会出现临近节段椎间盘退变加重的问题[5,6,7],同时也有融合节段椎间活动功能丧失的问题;另外,关节失稳后的稳定性重建可有效阻止关节软骨的退变,而且术后关节疼痛等症状明显缓解。 近年来,随椎间失稳后各种椎体间的弹性内固定术的开展,逐步认识到:椎间弹性内固定可有效治疗由椎间失稳引起的腰腿痛,也可有效缓解临近节段椎间盘的退变,并能适度保留椎体间的活动功能。 本研究通过手术咬除兔L6椎体的两侧下关节突,单一改变腰椎内部结构造成椎间失稳,其后用张力钢丝弹性内固定的方法进行椎间稳定性重建,研究张力钢丝弹性内固定对软骨终板蛋白多糖退变的影响。
1 材料与方法
1.1实验材料
取48只6月龄日本大耳白兔[内蒙古农业大学动物实验中心提供,实验动物许可证号:SYXK(蒙) 2004-0023],雌雄不限 ,体重 (2.50±0.15)kg,均在相同环境下喂养,随机分为对照组和实验组,每组各24只。
1.2 手术方法
将两组实验兔行手术椎间失稳造模,具体手术方法:将其腰背部皮毛刮除至清洁,用安定注射液(天津金耀药业有限公司,批号:0502043)1.25 mg/kg、氯胺酮(江苏恒瑞医药股份有限公司,批号KH050305) 0.02 g/kg、阿托品 (天津金耀氨基酸有限公司 ,批号 : 0503151)0.125 mg/kg顺次耳缘静脉注射麻醉后 , 俯卧位固定于手术台上,用1%碘伏消毒手术区域;术者穿一次性无菌手术衣、戴无菌手套、铺无菌手术巾,取双侧平对髂脊椎间隙(即L6/7)为中心 ,从正中做一长约5 cm纵行切口,切开皮肤及皮下组织,分离暴露棘突、椎板及上下关节突,然后依次切除L6/7棘上及棘间韧带,咬除L6椎体下位全部小关节突,造成椎间失稳,用无菌生理盐水反复冲洗手术切口3次,依次缝合各层组织;术后各兔在单一笼中自由活动。 2个月后将实验组24只兔用椎弓根螺丝钉及张力钢丝弹性内固定法进行L6/7的稳定性重建,术后兔仍在单一笼中自由活动;对照组不进行稳定性重建。
1.3 软骨终板蛋白多糖水平检测
两组兔均在实验组术后2、4、6个月取椎间盘软骨终板,采用过碘酸-Schiff(PAS)反应法检测其中蛋白多糖水平。
1.3.1试剂1DAB显色试剂盒(福州迈新生物技术开发有限公司, 编号:DAB-0031/1031)、APES防脱片剂 (福州迈新生物技术开发有限公司,编号 :GLU-0048)、 UltrasensitiveTMSP超敏试剂盒 ( 福州迈新生物技术开发有限公司,编号 :Kit-9710/9720/9730);2偏重亚硫酸钠(上海试剂四厂,批号:700710);3碱性品红 (HG2-313-80)(天津市胜利化工厂 , 批号 :060114); 4乙二胺四乙酸(EDTA)[汕头市金砂企业(集团)金砂化工厂,分析纯];5Schiff液的配制:碱性品红5 g加入煮沸的蒸馏水100 m L,振荡5 min,冷却至50℃ 过滤,加入1 mol/L盐酸10 m L,冷却至25℃时加偏重亚硫酸钠3 g并遮光放置24 h后加入活性炭(吸色)1 g,振荡1 min后过滤,将滤液遮光保存在0~4℃ 处备用。
1.3.2设备1徕卡RM系列C14662光镜样品切片机 ( 德国 ); 2 LKB -Ultrotome Ⅴ 型超薄切片机 ( 瑞典 ); 3JD801图像分析系统(江苏捷达科技有限公司); 4BG-9000 C形臂X线机,手提式X线透视仪BJI-1X型(德国);5手术器械:指骨用螺钉100只(直径2 mm、 长10 mm)、医用钢丝300 cm(直径0.9 mm);6HR7751-M型微波炉(山东青岛海尔公司)。
1.3.3取材将实验兔耳缘静脉注射25 m L空气栓塞处死,用骨刀快速切取完整L6/7椎间盘并保留部分软骨终板下松质骨, 先取横截面为2 mm×2 mm左右包含软骨终板并包含部分软骨终板下松质骨的组织放入3%戊二醛固定液中固定,余组织放入中性甲醛溶液中固定,24 h后用15%乙二胺四乙酸二钠(EDTA) 溶液脱钙[8,9,10]。
1.3.4脱钙将所 取的软骨 终板组织 放入装有15% EDTA溶液的安瓿中 , 软骨终板组织用硫酸纸标记 , 安瓿用瓶盖封闭放入约盛1200 m L 17℃自来水的塑料盆中,在微波炉中用中低两档加热12 min,然后换1200 m L 17℃ 自来水继续在微波炉中用中低两档加热12 min,自来水用来控制软骨终板组织脱钙时的温度始终在50℃以下,如此每日反复2 h后换15%EDTA溶液,放入37℃温箱中过夜,第2天再换1次15% EDTA溶液进行微波脱钙 ,标本可用8 d左右完成脱钙,完整椎间盘可用16 d左右完成脱钙[11,12]。
1.3.5制片载玻片清洁后用3-氨丙基-3-甲氧基硅烷(APES)防脱片剂(丙酮50倍稀释)常规处理,盖玻片常规清洁处理;脱钙后将组织用自来水冲洗12 h→5% 无水硫酸钠饱和溶液浸泡8 h→自来水冲洗12 h→ ( 脱水 )50% 乙醇12 h →( 脱水 )70% 乙醇12 h →( 脱水)80%乙醇8 h→(脱水)95%乙醇 (Ⅰ)3 h→(脱水) 95%乙醇(Ⅱ)3 h→(脱水)100%乙醇(Ⅰ)2 h→(脱水) 100% 乙醇 (Ⅱ)2 h→( 透明 ) 二甲苯15 min→( 渗蜡 ) 48~50℃软蜡10 min→(渗蜡)54~56℃软蜡30 min→(渗蜡)56~58℃软蜡50 min→石蜡包埋→修块→切片[13,14,15]。
1.3.6软骨终板蛋白多糖的变化蛋白多糖的检测采用PAS反应法。60℃烤片30 min→(脱蜡)二甲苯(Ⅰ) 10 min→(脱蜡 )二甲苯 (Ⅱ)10 min→( 脱苯 )100% 乙醇(Ⅰ)10 min→(脱苯)100%乙醇(Ⅱ)10 min→(水化) 95% 乙醇 (Ⅰ )10 min→( 水化 )95% 乙醇 (Ⅱ )5 min→ ( 水化 )80% 乙醇 ( Ⅰ )5 min → ( 水化 )80% 乙醇 ( Ⅱ ) 5 min→ 蒸馏水10 min→1% 过碘酸液氧化10 min→ 自来水充分洗3 min蒸馏水过洗→加入Schiff液15 min (遮光)→自来水流水冲洗15 min,显色 (红色)→苏木精复染5 min→自来水流水冲洗8 min→(分化)1%盐酸2 s→(返蓝) 水冲洗25 min→(脱水)80%乙醇一涮→(脱水)95%乙醇(Ⅰ)10 min→(脱水)95%乙醇(Ⅱ) 10 min→(脱水 )100%乙醇 (Ⅰ)10 min→(脱水 )100% 乙醇(Ⅱ)10 min→(二甲苯透明)二甲苯(Ⅰ)10 min→ 二甲苯(Ⅱ)10 min→封片[16,17,18]。 采用JD801图像分析系统进行图像分析,比较灰度及光密度值,通过对照片的灰度进行分析来测量样品的光密度。
1.4 统计学方法
采用SPSS 17.0统计学软件进行数 据分析 ,计量资料数据用均数±标准差(±s)表示,多组间比较采用单因素方差分析,组间两两比较采用LSD-t检验; 两组间比较采用t检验;以P < 0.05为差异有统计学意义。
2 结果
组内比较,对照组术后4个月蛋白多糖灰度低于同组术后2个月,光密度值高于术后2个月,差异均有高度统计学意义(P < 0.01);对照组术后6个月蛋白多糖灰度低于同组术后4个月,光密度值高于术后4个月,差异均有高度统计学意义(P < 0.01)。 实验组术后4个月蛋白多糖灰度高于同组术后2个月,光密度值低于术后2个月,差异均有高度统计学意义(P < 0.01);术后6个月蛋白多糖灰度高于同组术后4个月, 光密度值低于术后4个月,差异均有高度统计学意义 (P < 0.01)。 组间比较,实验组术后6个月蛋白多糖灰度高于对照组,光密度值低于对照组,差异均有统计学意义(P < 0.05)。 见表1、图1(封三)。
注:与同组术后 2 个月比较,△P < 0.01;与同组术后 4 个月比较 ,▲P < 0.01;与对照组同时间比较 ,*P < 0.05
3 讨论
近年来,临床在处理椎间盘组织退变方面应用了许多分子生物学和基因技术[19,20,21], 但出现的问题仍然是经各种治疗后,患者仅在一段时间内或某些特定环境条件下有效,远期效果方面始终不能达到预期。 颈肩痛、腰腿痛大都是由于脊柱长期的退变形成椎间失稳所导致[22,23,24]。 因此 , 传统颈肩痛 、 腰腿痛均采用神经减压椎间盘摘除椎间融合术治疗,给患者带来脊柱活动受限及以后临近 节段椎间盘退变加重等并发症。 近期使用的脊柱弹性内固定系统(Bioflex、Dynesis K-ROD、Coflex等 ) 已取得了一定的临床疗效,但也存在不足;为能从根本上解决目前各种治疗的短效问题,本研究采用张力钢丝弹性内固定重建椎间稳定的方法来阻止椎间失稳后软骨终板的退变。
本研究显示,张力钢丝弹性内固定椎间失稳后稳定性重建,在术后2、4、6个月短期内,实验组软骨终板蛋白多糖灰度逐渐升高,差异均有高度统计学意义 (P < 0.01); 软骨终板蛋白多糖光密度逐渐下降 ,差异均有高度统计学意义(P < 0.01);组间比较,实验组术后6个月蛋白多糖灰度高于对照组,光密度值低于对照组,差异均有统计学意义(P < 0.05),这与近期相关的研究数据相符[25,26]。 由此推理手术张力钢丝弹性内固定进行失稳后椎间稳定性重建可使软骨终板蛋白多糖的含量明显增加[27];这也说明张力钢丝弹性内固定术能有效阻止软骨终板的退变和部分恢复软骨终板结构,从而提示在椎间失稳的早期尽快恢复椎间盘的生物力学结构[28,29,30],可为椎间盘的修复创造良好的环境,也为其他各项治疗提供良好的前提条件。 为此可推理,在椎间失稳的状态下进行各种因子和各种基因技术的治疗都是效果欠佳的,因为在失稳状态下椎间盘内生物化学环境相对来说是恶劣的,因此植入的各种因子和基因载体所发挥的作用有限[31,32,33]。 相关学者在各自的临床实践中得出相关结论显示,如因椎间失稳造成的颈肩痛及腰腿痛,在进行其他治疗前则首先考虑进行椎间的生物力学稳定性重建,使其更接近正常椎间结构的生物力学状态,以充分发挥其他治疗的效果[34,35]。 至于手术弹性内固定治疗时效性有待于以后进一步的临床和动物的相关实验研究论证[36]。
综上所述,张力钢丝弹性内固定进行失稳后的椎间稳定性重建能有效阻止椎间软 骨终板蛋白多糖的退变,并能使退变的软骨终板蛋白多糖得到部分的恢复。
固定失稳 篇2
公路路堑边坡因为不同的地质条件和地形条件会形成各种各样不同的边坡, 因此在对公路边坡进行稳定性分析之前, 需要对边坡的类型进行分析, 针对开挖后造成的影响也需要在了解基本类型之后进行考虑, 边坡的分类依据主要有:成因、岩性、坡高、坡度等, 具体特征描述如表1所示。
2 边坡开挖的影响因素及支护
对于稳定的边坡, 要分析边坡在自然因素影响下, 及在人为因素的干扰下 (如开挖) , 是否始终处于稳定的状态;而对于非稳定的边坡, 要分析其破坏机理、确定其损毁阶段。进一步提出其灾变演化过程中, 断链减灾的工程防治治理措施[3]。对路堑边坡开挖的失稳破坏现象进行总结, 归纳出路堑失稳类型及失稳机理, 进一步分析影响路堑边坡的稳定因素, 采用规范使用的传递系数法对开挖边坡稳定进行分析, 针对抗滑桩这种主要的治理措施, 分析抗滑桩的内力及变形, 并简单阐述了土拱效应的产生及影响。在桩板支挡结构中, 当挡板附近的土体发生沉陷时, 在竖直平面内是否有土体失稳发生, 参考文献的研究方法进行试验, 由于桩板采用透明材料, 更易于观察, 由于采用的是塑料, 更易于控制桩板的相对刚度, 可以使桩的变形由刚性转动变为柔性弯曲, 模拟实际工程中的超长桩支护结构。
3 路堑边坡典型破坏类型
公路路堑边坡在发生破坏之前要经历一个较长的变形发展演化过程, 且其破坏发生的位置、规模都有一定的规律性, 且其发生、发展不是随机散乱的而是有一定的内在联系, 认清这一特征对我们预防灾害和治理灾害都有重要的意义。实际工程中的桩板支挡结构都存在着地下水以及排水构造, 那么地下水位以及渗流对土拱的强度是否产生影响, 也作为本次试验的一个目的。 (在填土时在竖直平面内埋设报纸) , 在时间的延续性上, 我们可以按边坡在各种因素的综合作用下位移 (变形) 随时间的变化特性将其分为振荡型和跃阶型两种, 振荡型是指边坡变形发展过程中受外界非周期性因素 (降雨、人工活动等) 影响, 变形———时间曲线往往呈现波状起伏的振荡特性;跃阶型是指边坡在变形演化过程中受周期性因素 (如季节性降水等) 的影响变形———时间曲线呈现出一定的跃阶状。分别如图1, 2所示。
其受水的影响较小而填挖交界处处理不当是路基破坏的主要原因;一般高路堤与一般路堤相比具有边坡高度较高坡度较陡的特点, 路面多产生不均匀沉降破坏, 现象为路面开裂及路基边坡土体下滑。主要由路基排水不顺畅、填挖交界处处理不当、路基填筑速度过快、填料不佳、压实度不足以及路基边坡坡角防护不当等多种因素引起[4,5]。针对岩石路堑边坡的破坏类型归纳如图3所示。
边坡饱水导致抗剪强度非常低或完全消失, 发生表层的边坡流坍[6,7]。破坏常自坡脚或含水量最大处开始, 规模较小无明显的滑面, 多见于粘土或粉土的新路堤和大雨后发生。如果土体的含水量未超过液限, 只处在软塑状态而滑动面又较明显者称为滑坍。如果无草皮或其他防护, 而边坡又不甚密实, 受雨水冲刷极易造成坡面上细沟流泥, 性质与流坍相近。
4 结论
4.1 公路开挖边坡破坏的形状, 对于均质的路堤近似于通过枕木头附近和坡脚下的圆弧, 亦有自道路中心左右开裂下错, 自坡脚前方挤出。因为均质粘土的抗剪强度, 并不随深度而增加, 所以深层破坏可能发生, 特别是软粘土。
4.2 路面开挖后, 由于降雨冲刷导致坡面表层土体在降雨及其形式的坡面流作用下破坏流失。公路作为线状工程, 延伸长, 其半填半挖路基边坡性质多样, 有些风化物抗冲蚀性弱, 因此在不利的降雨条件下往往形成严重的坡面冲刷。
摘要：在中国西南山区, 公路及隧道的建设需要, 在工程修建时在一定程度上会破坏或扰动原来较为稳定的岩体或土体而形成新的不稳定的人工边坡, 这种人工边坡主要分为两种:路堤和路堑, 路堑边坡是公路最为普遍的线路地貌之一。由于影响边坡因素的复杂性, 边坡失稳事故依然不断发生。边坡失稳破坏产生的崩塌、滑坡、滑动等。
关键词：公路边坡,开挖失稳,抗滑桩,稳定分析
参考文献
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滑坡失稳时间预测模型 篇3
滑坡是一种由渐变到突变的自然现象,而突变理论[1]主要是用来研究不连续变化现象,因此可运用突变理论来研究滑坡的渐变失稳过程。国内外已有许多研究者运用突变理论来研究滑坡[2,3],例如,秦四清等[4,5,6,7]将突变理论应用于斜坡失稳研究,建立了顺层滑坡失稳、层状岩体失稳和斜坡平面滑动失稳的尖点突变模型;还有一些研究者将突变理论运用于地震研究[8]。
本文考虑滑面介质的流变特性,结合滑坡监测资料,建立了一个简化的单滑面滑坡尖点突变力学模型。根据尖点突变理论的分叉集方程,得到了滑坡突滑时间的计算公式,为滑坡预报提供了初步的理论依据。同时,根据能量转化原理,导出了滑体突滑初速度的计算公式。
1 本构关系
图1表示单滑面滑坡二维模型,其中,AB段为蠕滑段;BC段为剪切段;CD段为后缘拉裂段;β为滑坡角;M为滑体的质量;Mw为滑体中水的质量。
剪切段介质的荷载位移关系:
其中,λ为剪切段初始刚度;uc为剪切段介质的峰值位移。
蠕滑段介质采用广义开尔文体本构模型,如图2所示。
将式(2)转化为荷载位移关系:
其中,u为蠕滑段位移,蠕滑段位移方向始终与滑动面平行;G∞为蠕滑段介质的长期剪切刚度,;G0为蠕滑段介质的瞬时剪切刚度,G0=G1;τr为松弛时间,。
将滑体视为刚体,即认为滑坡滑动过程中剪切段和蠕滑段作为整体沿滑动面下滑,因此剪切段和蠕滑段的位移可以认为相等。滑体位移u与时间的关系可通过拟合已有滑坡位移观测数据得到,并且可以根据具体的数据选择满足需要的多项式最高阶数。本文以三次多项式为例。
其中,u(0)为t=0时刻的初始位移,参数h1,h2,h3均可通过拟合实测数据得到。
2 平衡条件
将荷载位移关系式(3)转化为:
其中,a=G∞τr,b=G∞,c=G∞τr/G0。
考虑平面问题,取单位厚度的滑体,则如图1所示系统的总势能为:
根据平衡曲面方程的光滑性质,在尖点处有:
于是在尖点处有:
其中,uc为剪切段介质的峰值位移。
将平衡曲面方程式在尖点u1处展开成幂级数,截取前三项,并引入无量纲的状态变量:
尖点理论标准形式的平衡曲面方程:
3突滑条件及突滑时间
图3表示式(9)对应的带折叠翼的平衡曲面,x为状态变量,p和q为控制变量。平衡曲面上的双折线在p—q平面上的投影即为尖点突变的分叉集。图3中,当控制变量随时间的变化达到分叉集左支O1D时,状态变量x发生突变,即滑坡突然失稳。O对应于尖点,在尖点处状态变量也会发生突跳,但是突跳能量差为零。
式(9)中只有在p≤0时成立,因而可得发生突变的必要条件为:
式(10)表明滑体突滑失稳的必要条件仅取决于滑动面剪切段介质和蠕滑段介质的刚度比,即滑体突滑失稳是由系统本身的特性决定的。
由尖点突变理论可知,式(9)的分叉点集为:
当p<0时,有三实根,根据分叉集方程可得:
式(12)中只含一个变量t,且都是关于t的初等函数。当滑动面介质参数确定及滑坡实测数据拟合曲线方程已知时,就可根据上式确定突滑时间。
4结语
1)本文所建立的尖点突变模型考虑了滑动面介质的流变特性,而且与滑坡实测资料建立了一定的联系;2)滑体突滑失稳的必要条件仅取决于滑动面剪切段介质和蠕滑段介质的刚度比,即滑体突滑失稳是由系统本身的特性决定的;3)本文根据尖点突变理论的分叉集方程,得到了滑坡突滑时间的计算公式,为滑坡预报提供了初步的理论依据。同时,作者根据能量转化原理,导出了滑体突滑初速度的计算公式。
摘要：建立了一个简化的单滑面滑坡力学模型,运用尖点突变模型中状态变量的突变来反映滑体的突滑,分析了单滑面滑坡的失稳机制,分析结果表明:滑体突滑失稳的必要条件仅取决于滑动面剪切段介质和蠕滑段介质的刚度比,得到了滑坡突滑时间的计算公式,导出了滑体突滑初速度的计算公式。
关键词：滑坡,突变理论,流变,尖点突变,滑动时间
参考文献
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滑坡失稳后变形过程分析 篇4
关键词：滑坡,变形,弹簧滑块模型,活动强度
0 引言
计算滑落体运动过程的能量转化是预测滑坡活动强度的关键,同时由于实际岩土体材料的复杂性和非均质性使得滑落体运动过程分析具有一定的困难。近几十年来,为了预测滑坡活动强度,国内外许多专家作了大量的研究和实践工作,提出了多种预测方法。例如,潘家铮(1980年)在《建筑物的抗滑稳定和滑坡分析》一书中,提出用条分法计算滑坡速度并给出了计算公式[1];刘忠玉等(2000年)基于对高速滑坡发生机理的认识及其运动特征和堆积特征的分析,建立了预测高速滑坡运动轨迹的块体运动模型[2];汪洋等(2004年)认为滑体中某一条块受到前后条块的作用力矢量为零,然后根据牛顿运动学公式建立滑体动力学平衡方程求解每一块体在各个运动阶段的加速度[3];现行方法往往因忽略的因素过多,使得应用受到一定的限制。
本文考虑到滑落体滑动过程的速度和变形的不均匀性、变形能的积累与释放以及滑体与滑床的摩擦等,建立了滑落体运动的弹簧滑块模型,该模型通过数值方法可以计算滑落体滑动全过程的变形,同时可以计算滑落体每一条块在滑动全过程的速度和变形以及滑落体的滑动时间和最大运动距离。本模型具有简单实用的优点,计算结果对于边坡工程防治有重要的指导意义。
1 滑落体运动的弹簧滑块模型
建立如图1所示的坐标系统,oy为竖直方向,x轴正向为水平方向且与滑落体运动方向相同,假设滑床各段几何形状已知且只考虑平面问题。假定滑落体在滑动过程中条块侧边始终保持竖直,条块底部始终与滑床紧密接触,且任意时刻每一条块的面积相等,只是宽度bi和高度hi发生变化。将滑体分为n块,其中时刻任一滑块的受力情况如图2所示。
如图1所示的弹簧滑块模型是高次超静定的,为了求解滑块运动速度,本文采用不平衡推力法的假定,即认为在滑落体滑动期间,条间力的方向与上一条滑块底面相平行。根据弹簧滑块模型,t时刻第i个和第i+1个滑块之间水平条间力Hi,t与第i个滑块的变形即宽度的改变量Si(以压缩为正)的关系为:
其中,ki为弹簧系数;Hi,0为滑落体突滑瞬间条块间的水平作用力;Pi,t为条块间的不平衡推力。
t=0时刻第i个条块积累的变形能可以表示为:
t=0时刻第i个条块的宽度改变量为:
其中,E0为滑体的弹性模量,一般取变形模量。
则等效弹簧在具有Si的长度改变量时,弹簧所积蓄的变形能为:
弹簧的弹性系数ki不随时间变化,根据弹簧滑块模型的变形能等效假定,有Eh=Et,则弹簧的弹性系数ki可以表示为:
2 滑块运动过程分析
当时间间隔Δt很小时,可认为在(t,t+Δt)时段内加速度不变,则滑块在t+Δt时刻的速度为:
由于滑体在滑动过程中介质是连续的,滑体相邻质点的加速度应当也是连续变化的。因此,本文假定相邻条块间界面上的质点加速度条块宽度方向线性变化。
其中,a
则第i个滑块在Δt时间内两个侧面上质点运动的距离可以表示为:
则第i个滑块在t+Δt时刻的宽度为:
bi,t+Δt=di,t+Δt-di-1,t+Δt+bi,0 (11)
假定每一条块的总面积不变,即bi,0hi,0=bi,thi,t条块在滑动过程中要发生弹性变形,则第i个滑块在t+Δt时刻的高度为:
根据式(11)确定条块的变形以后,代入式(1)就可求得在t+Δt时刻的条间力Pi,t+Δt。对于第i个滑块,由质点运动学可得:
在平行于滑床方向,有:
miai,t=Pi,tcos(αi-1,t-αi,t)-Pi+1,t+Wisinαi,t-Ti,t (13)
在垂直于滑床方向,有:
Ni,t+Ubi-Wicosαi,t-Pi,tsin(αi-1,t-αi,t)=0 (14)
Ti,t=fiNi,t (15)
其中,fi为滑床的动摩擦系数。
3 算例
对于如图3所示的滑落体,整个滑落体被分为十个条块,其具体计算参数如下:γ=9.8 kN/m3,φ=22.4°,c=22 kPa,E0=15 MPa,vi,0=0,f=0.4,bi,0=3.36 m,Δt=0.02 s。滑体被分为十个条块,每个条块的宽度均为3.36 m。
计算结果表明:滑落体滑动的最大速度发生在后缘,最大速度为7.25 m/s,整个滑动过程历时58.94 s,最大滑动距离为41.722 m。由如图3所示的滑坡滑动过程可知,该滑落体前缘首先启动然后整个滑体逐渐加速,经过一段时间后滑体后缘开始减速,滑体前缘还在运动,当滑体前缘停止运动时整个滑体停止运动。
4 结语
本文考虑到滑落体滑动过程的速度和变形的不均匀性、变形能的积累与释放以及滑体与滑床的摩擦等,建立了滑落体运动的弹簧滑块模型,该模型通过数值方法可以计算滑落体滑动全过程的变形,同时可以计算滑落体每一条块在滑动全过程的速度和变形以及滑落体的滑动时间和最大运动距离。
参考文献
[1]潘家铮.建筑物的抗滑稳定和滑坡分析[M].北京:水利出版社,1980:120-132.
[2]刘忠玉,马崇武,苗天德,等.高速滑坡运程预测的块体运动模型[J].岩石力学与工程学报,2000,19(6):742-746.
[3]汪洋,刘波,汪为.滑坡速度计算的改进条分法[J].安全与环境工程,2004,11(3):68-70.
变压器绕组变形失稳分析 篇5
一台双卷油浸式变压器在一次厂用电短路事故中烧损, 造成很大损失。此变压器1992年投入运行, 事故前处于正常供电状态, 在启动大容量设备时, 10kV母线绝缘对地击穿, 弧光引起母线三相短路, 变压器10kV低压侧进线开关发生触头燃熔、粘连, 保护动作又未能直接跳开此变压器高压侧进线开关, 使故障切除时间延长达3s之久。吊芯发现高低压绕组严重变形, 低压绕组有一处绝缘击穿, 绕组上下有窜动, 垫板损坏, 压环碎裂。
二、短路时, 绕组电磁力分析
在发生短路事故时, 作用在变压器绕组上的短路电磁力一方面随短路电流的大小不断变化;另一方面在短路电磁力的作用下, 变压器绕组要承受辐向电磁力与轴向电磁力联合作用, 使绕组沿轴向上下振动, 同时辐向拉伸力使外侧绕组直径增大, 辐向压缩力使内侧绕组直径减小, 这必然会引起漏磁场也随着发生变化, 而漏磁分布的改变又将引起绕组受力也随着发生变化。由于保护未能及时切除此变压器, 这种不断变化的短路电磁力作用时间越长, 对变压器绕组变形破坏力就越大。据统计, 在短路引起的绕组损坏事故中, 辐向压缩力比辐向拉伸力更有破坏性, 往往是绕组绝缘击穿的主要原因。
通过观察发现, 此变压器绕组除其外部严重变形外, 与铁心窗口接触处的内侧绕组也有严重的变形, 且有击穿现象。这一方面是由于铁心窗口内部区域的漏磁场比铁心窗口外部区域的漏磁场要强, 所以此部分绕组所受的短路电磁力相对比较大;另一方面是由于铁心窗口内部的绕组轴向压紧比较薄弱, 因此绕组相应部位变形比较大。
查找此变压器跳闸记录, 从投运以来已经发生过两次短路保护动作跳闸事故。在这次短路事故中, 因绕组支撑结构强度不足, 发生辐向失稳变形, 使绕组相间和对地、匝间绝缘强度都随着失稳而发生了改变, 其中匝绝缘强度变化最大 (即绝缘层可能会出现破裂) , 出现绝缘击穿。如保护不能及时切除故障电流, 将会进一步导致更严重的局部绕组击穿。
三、引起辐向失稳的主要原因
引起变压器绕组辐向失稳变形因素主要有以下方面。
(1) 制造厂在设计时没有充分考虑安全裕度, 使实际绕组承受的辐向稳定力不能满足现场短路电流的冲击。
(2) 由于生产工艺差, 造成绕组装配间隙过大, 在大短路电流时, 可能造成绕组内某些支撑结构失效。
(3) 绕组外围的边界不一致造成绕组漏磁场不是轴对称磁场, 导致绕组所受的辐向压缩力沿圆周方向不均匀分布。短路时结构上较薄弱的撑条间隔处最先失稳而破坏。
(4) 多次短路事故可能在绕组上形成变形积累, 在以后某次短路力作用时可能超过其支撑结构实际承受能力, 而造成失稳变形。
这次损坏的双卷式油浸变压器已连续运行多年, 在发生两次短路事故后, 没有及时进行频率响应分析了解绕组实际变形情况, 也没有进行吊芯检查。在发生母线三相短路时, 变压器绕组变形已经达到支撑结构不能承受的程度, 因此发生变形失稳、击穿、烧损。
四、预防措施
为防止变压器绕组变形失稳, 除严格控制变压器制造质量外, 对已投运的大型变压器需要考虑以下几个方面。
(1) 采取有效措施, 减少母线发生短路的机会。一旦母线侧发生短路, 保护应尽快切除母线供电变压器, 同时在母线短路未切除前, 厂用备用电源不能自投于故障母线。
(2) 对110kV (66kV) 及以上电压等级的变压器要有故障录波在线监视装置, 掌握短路故障电流大小以及故障持续时间, 作为判断绕组变形情况的参考。
(3) 对运行中的大型变压器要进行频率响应分析的测量, 以便与事故发生后的频率响应分析结果进行比较, 合理判断变压器绕组变形程度。
(4) 大型变压器出口短路后, 应该进行绕组变形试验, 与制造厂提供的原始频率响应比较, 作为绕组有无变形及变形程度的判断依据, 未经任何试验和检查不允许试投。
(5) 对那些通过频率响方式测量发现绕组变形较严重却仍在运行着的变压器, 应在最短时间内, 有计划地进行吊芯检查和检修。
五、结论
变压器是电网中的重要设备, 发生故障对电力系统安全、企业生产影响很大。通过以上分析可知, 防止变压器绕组变形失稳损坏, 需要加强对变压器运行状态监测, 时时了解绕组变形情况, 当绕组变形较大时应及时停电维修, 可减少变压器烧损的几率, 避免不可预计的电力中断事故。
参考文献
[1]王晓莺.变压器故障与监测[M].北京:机械工业出版社, 2004, 3.
刚性桩加固边坡失稳机理研究 篇6
近几年来, 随着中国经济的高速发展, 地质条件基础较差上的边坡工程有了越来越多的应用, 如软土地基上的路堤工程, 引航道工程等。然而边坡的稳定性一直是工程上非常关心的问题, 且到目前为止还没有彻底解决。在工程上, 通常采用碎石桩、挤密砂桩、石灰桩等对软土进行加固处理以提高边坡的稳定性。由于在某些特殊情况下, 当采用上述桩体时可能不会满足边坡的稳定性或沉降要求, 因此采用刚性桩 (素混凝土桩、钢筋混凝土桩、预应力管桩等) 加固边坡的方法应用的越来越广泛。
根据桩的刚度和强度特征将刚性桩分为两类:没有配筋的抗弯强度较低的刚性桩, 例如素混凝土桩;配筋的抗弯强度较高的刚性桩, 例如钢筋混凝土桩。在实际工程中, 即使采用各种桩体加固边坡, 各种边坡失稳事故仍时有发生。台华高速公路采用干振碎石桩进行软土地基处理[1], 在路堤填筑过程中发生了地基失稳滑移, 后来提出刚性桩地基处理加固方案, 经数值分析及现场刚性桩试验段测试结果表明刚性桩方案可以满足路堤填筑要求。浙江沿海地区某高速公路[2], 软基路段约占总长的三分之一, 在路基填筑过程中, 粒料桩处理路段出现了路基滑移和沉降偏大的现象。某线铁路软土路堤[3]采用水泥搅拌桩进行加固处理, 在施工过程中当路堤填高至5.2 m时突然发生失稳滑塌。广珠高速公路某软土路段采用管桩复合地基处理, 桩顶垫层中铺设两层土工格栅, 当填土高度达到7 m时, 路基滑塌, 管桩随路基滑动而倾覆, 表现出管桩与软土难以协调变形, 桩间土先发生滑动, 进而带动管桩倾覆。
导致有桩加固边坡发生失稳破坏的影响因素很多, 如桩体成桩质量、施工过程等, 但主要是由于现阶段分析桩体加固路堤稳定性的计算方法存在不合理性而可能过高估计路堤的稳定性, 因此如何正确研究刚性桩在边坡加固工程中的失稳机理是评估边坡整体稳定性的一个亟需解决的工程问题。
2 刚性桩加固边坡有限元模拟
为了研究群桩条件下不同位置桩的破坏模式, 本文中参照某刚性桩加固边坡工程的实例, 建立一个二维典型算例, 采用ABAQUS有限元软件模拟对不同状态下不同位置处刚性桩的破坏模式进行了深入研究。
模型的尺寸图如图1所示, 坡面高度为7 m, 坡面长度为21 m, 坡比为1:3。为减少边界效应对模型计算结果的影响, 左侧边界距坡脚处为15 m, 右侧边界距坡顶处为10 m。模型的左右两侧边界限制水平方向位移, 下侧边界限制水平及竖直方向的位移。坡面处共设置9排刚性桩, 桩间距为3 m, 桩径为0.5 m, 桩长为10 m~17 m, 根据郑刚[5]等的加筋混凝土刚性桩抗弯及抗剪强度的计算方法, 取该刚性桩的抗弯强度为189k N·m、抗剪强度为469k N, 刚性桩采用线弹性模型。土体分为五层, 分别为填土、淤泥、淤泥质粘土、粘土、粉土, 各土层底部深度分别为4 m、13 m、17 m、24 m、27 m, 土体选用摩尔库伦模型, 土体及桩的材料参数如表1所示。模型主要分为两个分析步, 第一个分析步为地应力平衡, 目的为达到边坡初始的应力状态, 第二步为荷载加载步, 主要在坡顶加载50k Pa超载以分析桩体在正常使用情况下的内力状态。
3 计算结果及分析
在坡顶50k Pa荷载作用下, 最终剪力的计算结果如图2所示, 可见剪力的数值最大未超过80k N, 远远小于该刚性桩的抗剪强度469k N, 弯矩计算结果如图3所示, 桩身的最大弯矩达到了近200k N·m, 已经超过了该刚性桩的抗弯强度189k N·m。
以上结果表明在正常使用的情况下, 桩身的剪力远未达到桩身的抗剪强度, 即剪切破坏不是此情况下桩的主要破坏形式, 桩身弯矩达到较大的数值, 趋近于破坏强度, 即此情况下桩的弯曲破坏是刚性桩失稳破坏的主要模式。这也表明以抗剪强度计算整体安全系数的传统计算方法是偏于不安全的, 亟需一种可以反映桩的弯曲破坏实质的刚性桩加固边坡的稳定计算方法。
4 结语
本文通过对某刚性桩加固边坡实例的有限元模拟, 分析了群桩条件下不同位置处各桩桩身的弯矩与剪力分布, 结果表明:
1.桩身剪力分布呈S形分布, 剪力的最大值出现在桩的下半段, 且剪力的最大值不超过80k N, 远远小于桩身的抗剪强度469k N。
2.桩身弯矩值分布的大致趋势为随着深度的增加先增大至最大值后减小, 弯矩最大值出现在桩的下半段。弯矩的最大值达到了198k N·m, 已经超过了桩身的抗弯强度189k N·m, 而位于坡顶的9号桩则弯矩与剪力都较小。以上表明坡面处主要承担水平推力作用的桩以弯曲破坏为刚性桩失稳破坏的主要模式。
3.目前相关规范未给出刚性桩加固边坡安全系数计算的简化方法, 亟需一种能够反映刚性桩弯曲破坏实质的简化计算方法。
参考文献
[1]曹卫平, 陈云敏.台华高速公路路堤失稳原因分析与对策[J].岩石力学与工程学报, 2007, 26 (7) :1504-1510.
[2]张卫民, 凌道盛, 陈兰云等.粒料桩加固的软土地基上填筑路堤的稳定分析[J].铁道建筑, 2007, (11) :46-49.
软土地区深基坑支护失稳分析 篇7
厦门某体育中心项目位于厦门市集美北区, 同集路南侧, 乐海路东侧, 主要建筑有比赛场及一层的训练场、地下室。工程区域内机动车道为南北向, 纵贯此体育中心, 与城市的主干道连为一体。所以, 应该按城市道路等级进行设计, 主体育场东侧为海, 现已有海堤工程对项目区域起围护作用, 基坑维护设计平面图如图1。地貌单元属典型的滨海滩涂地貌, 主要地质地层自上而下可分列如下。
(1) 素填土。填料以残积土等黏性土和碎石组成, 碎石含量35%～55%, 回填的时间小于5h, 并尚未完全完成自重的固结。均匀性和密实度较差, 该土层为全场分布, 土层底部埋深为0.4～7.3m, 厚度为0.4～7.3m, 一般为3～5m。该土层力学强度低, 修改后的标贯击数N为3.9～14.3击, 平均值为8.3击。
(2) 淤泥。灰褐、深灰色, 流塑, 饱和。主要的成分为黏、粉粒, 并含腐殖质及有机质。局部夹杂有细小沙砾, 光泽反应比较光滑, 韧性中等, 摇震反应弱, 干强度较低。该土层全场分布, 顶板埋深0.4～7.3m, 顶板标高-3.6～1.68m, 该层厚度为2.1～23.7m。该层属高压缩性土, 含水量高 (为60%) 、力学强度低、工程性能差, 是地基处理的主要土层。
(3) 粉质粘土。粘土的成分主要由黏、粉粒组成。含中英石细沙5%～15%, 顶层埋深5.8～10.8m, 层顶标高-7.58～-3.02m, 厚度为1.5～12.3m, 一般为3～6m。该土层属于中等的压缩性土, 修改后标贯实验击数为5.9～18.7击, 标量击数为11.7击, 力学强度属于中等。
(4) 残积砂质粘性土。原岩的结构特征较为清晰, 母岩是花岗岩, 主要由矿物风化的粉粒和残留的石英颗粒组成, 韧性、强度属中等。顶板的埋深为5～19.5m, 顶板的标高为-16.58～-1.93m, 其厚度为0.45～27m, 一般为6～15m左右。该土层会随深度的增大, 风化渐弱, 但强度会逐渐变高。修改后的标贯击数标准值1为6.2击, 自然状态下的力学强度高。
(5) 全风化花岗岩。呈黄灰、灰色, 成分由矿物风化的粉粒和石英矿物物质组成的。风化剧烈, 岩芯为坚硬土状, 手捏易散, 岩石易破碎, 属极软岩。岩体基本质量的等级为5级。该土层局部分布, 厚度为2.1～14.1m, 一般为4～8m。本土层力学强度高, 压缩性低, 修改后标贯击数标准值32.9击。
2 基坑支护设计
体育馆的西北侧为训练场和机动车道的北部, 该区域的淤泥层比较薄, 表层素填土覆盖层较厚, 而且离基坑较近, 因而属于支护重点。基坑剖面的开挖深度为7.75m, 采用直径为700mm, 间距为1000mm的灌注桩围护结构, 桩长为10m。考虑到底面超载15kPa, 在-2.5m出设一道钢筋混凝土水平角支撑。维护设计西北角和东北角一样设水平钢筋混凝土角支撑, 后由建设方要求, 取消东北侧钢筋混凝土水平角支撑, 南侧为水泥搅拌桩。东侧及东北侧至机动车道, 采取二次放坡, 并设置土钉墙。其他区域的南北两侧均采取排桩, 加单层水平钢管内支撑或斜支撑。
3 工程事故分析
针对该基坑中工程事故频发, 对于基坑工程的设计, 按《建筑基坑支护技术规程》JGJl20-99的强制性标准要求和现场的状况进行计算、分析, 认为基坑工程支护失稳的主要原因有:
(1) 设计对于软土特性认识不足。厦门市地区软土地区的天然含水率较高、孔隙比也较大。与其它土体相比较, 其呈主动土压力状态的三维空间效应会更大, 边坡土体的蠕动, 会产生位移、拉裂、沉降等现象, 其基坑土体会, 因为卸荷回弹和因边的坡土体挤压而隆起变形更为显著。所以, 在相等开挖深度条件下, 软土地区的支护结构刚度、强度及其嵌入深度、锚杆的锚固段长度, 远比其它土体的要求更高。
(2) 设计不够慎重。基坑支护工程的设计抬高±0.00标高的高程, 降低了其地面的标高和基坑底板面的高程, 以及开挖的深度是地面到基坑底板的深度, 并不是到基坑底部垫层的深度, 这导致开挖深度少算了1.75m。以上, 引致围护桩的刚度、强度及嵌入的深度, 或其锚管的嵌入长度, 都不能满足基坑边坡稳定性的要求。
(3) 对水的危害认识不足。基坑的开挖使得基坑的边坡在其影响强度范围内, 主动土压力土体的应力发生了改变, 在地表上面产生了许多的弧形裂缝, 地表水会沿裂缝下面渗灌到裂缝, 于是产生了rh2/2的水压力, 其中r是水的重度, 单位为kN/m3, h是地面到基坑底部以上裂缝的深度, 单位为m。原来已经不稳定的围护桩, 增加了更多的水平推力, 导致在内部支撑的水平钢管, 承受轴力超过了极限值造成断裂, 围护桩的坍塌, 加速了已经不稳定土钉墙的滑移。
4 软基处理
4.1分区地基处理方案选择及其参数设计
由于本工程的地质条件复杂, 淤泥层厚度和素填土的覆盖层厚度变化较大, 地基的处理须根据不同地区的淤泥层厚度和素填土覆盖层的厚度不同, 采取不同地基处理的方案。地基处理平面如图1所示。
经分析, 将场地分为以下几个区域进行处理:
1区:主要包括了西北侧的训练场以及机动车道北部, 该区域的淤泥层较薄, 表层素填土的覆盖层较厚。为了减少地基的沉降量对体育馆正常的使用产生不利的影响, 采用了强夯、振动碾压综合加固的处理方法来进行地基加固的处理。
2区:主要是对训练场基础下面的天然软基进行处理。该加固地区为一个环形区域, 环形条带宽度约14m, 环形面积约为2393m2。根据基础承载力使用的要求, 此区域要采用水泥土搅拌桩来进行加固。搅拌桩的间距为1.3m, 按正方形布置, 桩径为0.5m, 桩长要打穿淤泥土层并进入到下卧层不小于1.0m的位置。
3区:此区域主要是环绕主体育馆的消防通道。由于过大的沉降量会影响消防通道正常的使用, 所以采用强夯和振动碾压的综合处理方法来进行地基的加固处理。因为使用荷载比较小, 强夯采用一遍普夯来进行加固, 普夯的能量为1000kN/m。
4区:此区域主要加固对象是体育馆主跑道和练习跑道。该处淤泥土层比较厚, 并且跑道对于差异沉降的要求较高。为了把深层淤泥的沉降消除, 应采用加固深度大的排水预压固结和强夯、振动碾压来进行综合加固处理。
5区:主要加固的对象为主体育场内的比赛场。此区域被4区包围, 因为, 该处淤泥层的厚度与4区同样较厚, 并且比赛场对于残余沉降的要求也高, 为了把深层淤泥沉降消除, 采用加固深度大的排水预压固结和强夯、振动碾压的方法进行综合加固处理。
由于每个区域对于地基沉降使用的要求各不相同, 预压荷载的大小以及预压的时间也各不相同, 具体的预压荷载和预压时间, 需要根据沉降的计算和固结度的计算来确定结果。地基处理部分断面如图2所示。
6 结语
对于地质条件比较差的淤泥土质地区, 尤其是土体含水量大于60%时, 应该进行基坑支护设计, 施工时必须谨慎。凡是深基坑的设计方案, 须经专家论证。经过专家论证后的深基坑支护方案, 不得任意修改, 如果要改变, 必须进行重新的论证。当基坑变形过大, 超过设计的规定值时, 则须赶紧启动技术措施预案, 并及时地撤出工地正常施工人员。边坡应及时进行反压、加固。
摘要：软土地区, 若其建筑深基坑的位移过大, 则周边的土体容易失稳, 基坑会产生变形。本文以厦门某软土地基工程为例, 分析造成基坑失稳的相关原因。通过对设计、施工、地质等方面的情况分析, 提出事故处理措施, 并总结技术措施的经验教训。
关键词：软土地区,深基坑,基坑支护,失稳
参考文献
[1]赵伟, 刘玉波, 王云宝.深基坑支护方案选择与施工技术[J].黑龙江水利科技.2006, 34 (3) :22-23
[2]吴永辉.深基坑支护结构体系的应用[J].四川建材, 2006
[3]贾坚.软土时空效应原理在基坑工程中的应用[J].地下空间与工程学报, 2005, I (4) :490-493
[4]刘建航, 侯学渊.基坑工程手册[M].北京:中国建筑工业出版社, 2005
[5]JGJl23-2000, 既有建筑地基基础加固技术规范[S].中国建筑工业出版社, 2000