模型试验台

模型试验台（精选12篇）

模型试验台 篇1

0前言

焊接是现代制造业中最为重要的材料成形和加工技术之一,焊接制造技术的发展对我国成为制造强国有着极为重要的意义[1]。但焊接过程中容易产生各种焊接变形,不仅影响结构的装配,更重要的是影响结构的可靠性,因此必须采取措施加以控制[2]。

文中研究的平面应变模型试验台主要是根据物理相似模拟理论模拟地下隧道衬砌的结构受力,也可按照相似比模拟隧道开挖[3]。试验台可用于地下工程方面的试验,以便对隧道衬砌结构受力及破坏形式有更加清晰的认识。大多数科研单位利用试验台分析地下洞室变形及岩爆,进行模拟列车隧道开挖方面的科学研究[4]。试验过程中,为使相似材料和衬砌模型放在一个准平面上,必须严格控制焊接变形保证下台面的平面度,从而尽量减少因试验台自身结构所产生的试验误差。

国内外广泛使用的地质模型实验台主要存在问题如下:

1) 由于焊接工艺及加工技术问题使试验台产生较大的焊接变形,因而难保证相似材料及衬砌模型是在一个平面上。试验时大多是在一个准平面或者曲面上进行,影响试验结果的科学性和准确性。

2) 模型试验台的装置尺寸太小,做实验时需要很大的相似比,实验后的 得出的数 据与实际 情况偏差 比较大[4,5]。

通过建立下台面的三维有限元模型,借助ANSYS有限元软件和大型虚拟焊接软件SYSWELD,参考计算出的热变形和静载变形结果,修正焊接工艺和静载加载位置,控制下台面的变形,最终达到热变形和静力变形相互补偿,保证下台面上表面的平面度效果。

1 有限元模型的计算

1. 1 试验台总体结构与单元网格的划分

图1为研制的平面应变试验台主体框架结构,下台面主要用于存放相似材料和衬砌模型,结构比较复杂。

SYSWELD是焊接专业类CAE软件,其向导技术可以根据不同工艺参数及模拟要求,智能化地选择所需的求解器进行相应的计算分析[6]。用SYSWELD进行焊接过程数值计算前,网格划分是十分关键的步骤。首先对有限元模型进行简化,由于试验台的下台面是关于xoz和yoz平面对称结构,所以导入Visual mesh之前截取下台面的1 /4模型,模型的三维尺寸为1. 5 m×0. 75 m×0. 45 m。划分网格时,考虑到项目周期及计算结果精度,在焊缝区及近焊缝区网格划分较密,其他区域网格划分较疏,这样既可以保证工件关键部位的计算精度,又可以减少整体的节点个数,缩短计算时间。本文采用三维8节点六面体单元划分网格[7],节点总数为164 686个,共129 594万个单元。

1. 2 材料性能参数

试验台由厚度为16 mm的Q345 - B钢板焊接而成,计算过程中考虑材料物理性能参数随温度变化,所选材料的各种热物理性能参数及力学性能参数随温度变化曲线由SYSWELD自带数据库给出。Q345 - B的导热系数、密度、比热、弹性模量、线膨胀系数、屈服强度随温度的变化数据取自SYSWELD材料数据库。

1. 3 焊接方案

设定焊接方案: 焊接方法为手工电弧焊I = 160 A,U= 20 V,焊接速度V = 2 mm / s,焊接线能量为1 280 J / mm,焊接热效率η = 0. 75,模型的三块肋板开双面单边50°V型坡与底板焊接,焊脚高度为8 mm,钝边2 mm,间隙2mm的焊缝形式,外部采用连续角焊缝[8]结构一共有48条焊缝,焊接时间为2. 38 h,冷却时间为4 h,所有的焊缝均采用对称焊的方式焊接计算。

1. 4 模拟结果及分析

经计算,1 /4下台面的焊接变形结果如图2所示。

对图2进行分析,可以得出以下结论:

1) 焊接产生横向收缩,使结构尺寸受到影响并造成侧板内凹。

2) 三块组成反力梁的肋板变形趋势相同,边上侧板( x = 0) 变形最大,底面向上鼓起变形,从底部到顶部向上鼓起变形逐渐减小。

3) 底板上焊缝分布较多且密集,焊接断面大,输入热量多,引起结构纵向缩短而使结构在长度方向( y方向) 上出现弯曲。

4) 底板变形使得结构平面度不符合技术要求,模型最大焊接热变形为5. 7 mm,且焊接变形形状近似一个从中间向上凸起的上椭球面。

2 试验台焊接变形控制与形状补偿

2. 1 静力分析计算

将试验台的三维模型导入ANSYS中,划分网格后加载,其中单根反力梁受两个60T液压缸的反作用力,受力点的间距为1. 3 m,如图3所示。计算出试验台结构z方向的变形,如图4所示。从图中可以看出结构的下台面整体向下塌陷,向下最大变形为2. 0 mm。

2. 2 平面度的控制

根据计算结果,在zoy平面沿y方向取点,绘制出下台面最上表面的变形图,如图5所示。

综合焊接变形与静力加载变形,试验台要达到的目的是利用形状补偿保证下台面的平面度,而根据理论计算结果,平面处在x = 0焊接最大变形比静载最大变形的绝对值要大2. 0 mm左右,因此必须通过合理的焊接工艺或受力矫正等方法,对结构进行一定的焊接变形矫正,使焊接变形缩小。本焊接结构在实际焊接工艺中,焊接近似是三体的箱型结构,肋板和筋板主要是T形焊接,肋板相当于翼板,而筋板相当于腹板,T形焊缝不可避免地引起底板的角变形[9]。根据其变形机理,中间加强筋板的角变形可以采用平衡原理进行控制。

用试验台试验时,试验台台面静载变形得到了有效的补偿,最终试验台平面度在1 mm左右,较好地满足了试验台下台面平面度要求。

4 结论

利用变形补偿的方法,较好地解决了平面应变模型试验台下台面因焊接变形而导致平面度难以保证的问题。通过建立试验台三维模型并导入SYSWELD焊接分析软件,计算结构的焊接变形量,利用ANSYS软件计算试验台下台面在实际加载情况下的静力变形,比较分析变形结果。根据理论计算结果,利用焊接角变形平衡原理控制变形,优化实际焊接工艺与设计方案,控制下台面的实际焊接变形量及变形形状,使其大小近似于静力加载后变形量。由于静力加载变形方向与焊接变形方向相反,二者的变形量得到相互补偿,从而保证了下台面的平面度。实践证明通过反变形补偿的方法,下台面的平面度控制在1. 0 mm之内,较好地满足了试验台平面度的要求。

摘要：针对传统平面应变模型试验台下台面因焊接变形而导致平面度难以保证的问题,提出一种新的解决思路及利用变形补偿的新方法。利用SYSWELD焊接分析软件和ANSYS有限元软件分别计算模型焊接变形量和静载变形量,修正焊接工艺和静载加载位置,使焊接热变形和静载变形得到相互补偿,从而保证了下台面的平面度。实践证明反变形补偿方法相对于传统的焊后机加工或者焊后矫正变形的方法具有更高的平面度和更好的经济性。

关键词：焊接变形,变形补偿,角变形,试验台

模型试验台 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

模型试验台 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。

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

模型试验台 篇4

汽车制动性能的好坏是安全行车最重要的因素之一, 也是汽车安全检测的重点指标之一。汽车制动性能检测经常采用室内台架试验法, 即采用反力式制动试验台来近似地模拟实际的制动过程, 从而达到对汽车的制动性能进行定量测试与分析的目的。本文设计了一种新型的基于车轮模型的滚筒反力式制动试验台来模拟汽车的制动过程, 并且根据GB7258—2004的相关规定, 研制了一种基于AT89S52单片机的检测系统。该试验台可用于各类学校车辆试验室的试验与教学工作。

1 制动试验台的基本结构及工作原理

滚筒反力式制动试验台由车轮模型、滚筒座、举升机构、底座、导向机构和测试系统等构成。

1.1 滚筒座

图1为滚筒座结构示意图。滚筒座上主要有驱动装置、滚筒组和测量装置。驱动装置由电动机、减速器和链传动组成, 电动机经过减速器减速后驱动主动滚筒, 主动滚筒通过链传动带动从动滚筒旋转。滚筒组由一对直径相同的主、从动滚筒所组成, 相当于一个活动路面, 来承载被检测的车辆模型, 承受和传递制动力。制动力测量装置主要由测力杠杆和应变测力传感器组成, 测力杠杆一端与传感器连接, 另一端与减速器壳体连接。

1.2 举升机构

图2为举升机构示意图。举升机构为一种千斤顶机构, 其中的螺旋机构部分由螺杆和联接螺母组成。螺杆为主动件, 作回转运动;联接螺母为从动件, 作轴向移动, 整个螺旋传动将旋转运动变为直线运动。工作时, 将手柄套在螺杆上, 正向或反向转动手柄, 带动螺杆转动, 使联接螺母沿螺杆往复螺旋移动, 从而实现千斤顶的顶起和回落。

1.3 导向机构

举升机构中的下举臂铰接在底座的角钢上, 上举臂铰接在滚筒座的角钢上, 滚筒座框架在举升机构的作用下上、下运动。为了防止滚筒座框架在水平面上的晃动, 保证其稳定运行, 特设计了导向机构。即设计了4根圆柱形立柱, 分别固定在底座的4个角, 并且分别穿过焊接在滚筒座上的套环。

1—滚筒座框架;2—主动滚筒;3—从动滚筒;4—链传动5—测力臂;6—减速器;7—电动机;8—传感器

1—联接螺母;2—上举臂;3—下举臂;4—螺杆;5—与滚筒座联接的角钢;6—滚筒座;7—底座

制动力检测技术的评判条件是轴制动力占轴重的百分比, 这对不同类型的轮胎来说是比较客观的标准。为此, 该滚筒制动试验台装有轴重测量装置, 即将4个压力传感器 (应变片式) 分别安装在底座的4个支承脚处用于测量轴重。

1.4 工作原理

检测前先将欲测试的车轮模型固定在主、从动滚筒之间, 并且使车轮跟滚筒垂直接触。旋转举升机构中的螺杆, 使举升机构举起滚筒座。由于车轮是固定的, 滚筒组对车轮产生一个竖直向上的举升力, 相应地车轮对滚筒组产生一个竖直向下的反作用力即为轴重。而压力传感器将测得的轴重信号经处理传送给单片机系统, 由数码管显示。启动电机, 经减速器、链传动和主、从动滚筒带动车轮转动。当被测车轮制动时, 车轮在其制动器摩擦力矩的作用下开始减速旋转, 此时电机驱动的滚筒对车轮轮胎周缘的切线方向的作用力用以克服制动器摩擦力矩, 维持车轮继续旋转。与此同时车轮轮胎对滚筒表面切线方向施加一个反作用力, 在该反作用力矩作用下, 减速器壳体与测力臂一起向滚筒转动的相反方向摆动, 测力臂一端的力经传感器转换成与制动力大小成比例的电信号。从测力传感器送来的电信号经放大滤波后, 送往A/D转换器转换成相应的数字量, 经计算机采集、存储和处理。当车轮速度下降20%时, 计算机发出指令使电动机停转。

该试验台的特点是可以对不同类型的车轮进行测试。由于轴重是由举升机构举起滚筒座提供的, 对同一车轮可以在不同的轴重下进行测试。

2 单片机检测系统

2.1 系统硬件结构

本系统中, 其硬件控制核心采用AT89S52单片机。AT89S52是低功耗、高性能的COMS型8位单片机, 其引脚和指令与MCS51单片机兼容。该单片机测控系统框图见图3。

该检测系统主要由传感器、信号调理模块、A/D转换与数据采集电路、上位机与下位机通信模块、启停控制驱动电路和电动机等执行机构组成。主要完成检测、控制和显示3个功能。检测部分将制动力转化为相应的电信号;控制部分负责完成电机的启停, 通过计算机指令发出若干个开关量控制固态继电器, 来实现电机启、停, 从而模拟汽车的制动过程来进行检测;显示部分则将所测的轴重通过数码管显示, 且系统还能对已测数据存储, 以备工作人员打印和数据统计。

由传感器测出的制动力信号经调理电路转换为0mA～20mA电流信号, 再由屏蔽导线长线传输后通过I/V转换及放大滤波将其变换成0V～5V电压信号, 经A/D转换成相应数字量, CPU对得到的数字信号进行相应的处理, 如数据的存储、补偿、转换等;最后, 将处理后的检测数据由数码管显示或根据需要由打印机打印。

2.2 系统软件设计

控制系统软件采用C51语言来编写源代码。源代码经编译成为Intel十六进制文件, 然后通过AT89S52的ISP在线下载功能加载到AT89S52片内的闪速/电擦除程序存储器, 进行在线调试和修改, 大大提高了开发效率。整机软件由主程序、制动力测量子程序、轴重测量子程序、标定子程序、显示子程序、打印子程序、数据存储和传送子程序等组成。检测过程的控制程序流程见图4。

3 结束语

本文介绍的这种基于车轮模型的滚筒反力式制动试验台实现了轴重的精确测量, 而且可以在不同的轴重下对车轮模型的制动力进行检测。同时也可以对不同型号的车轮模型进行检测, 实现了检测对象和条件的多样化, 因此该试验台特别适合各类学校车辆试验室进行试验教学。该试验台采用了常见的、性价比高的元件, 整机易于实现, 可进一步扩展功能, 具有较高的应用价值。

参考文献

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模型试验台 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。

模型试验台 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）

单孔抽水试验及数学模型建立 篇7

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.

模型试验台 篇8

1 黏质粘土的孔压消散试验

1.1 土的性质

此试验采用的土样为原状土样,土为粉黏土。

1.2 孔隙水压消散试验

试样长为39.1 cm,高为8 cm,试验前用抽气饱和法将试验饱和,然后安放在静三轴仪上,按照《土工试验规程》SL237—1999的要求进行孔隙水压力消散试验,每组分三个试样,施加的荷载分别为50、100和200 kPa。

1.3 试验数据与结果分析

试验前每个试样的饱和度达到95%以上,从图1中可以看出在测试的4 h中,当围压是50 kPa时,试样的孔隙压力分别从46.20 kPa降到11.11 kPa,下降了35.09 kPa。当围压是100 kPa时,孔隙压力从96.72 kPa降到33.56 kPa,下降了63.16 kPa。当围压是200 kPa时,孔隙压力从197.5 kPa降到66.29 kPa,下降了131.21 kPa。从这些数据中可以看出,当围压增大时,相同的时间内孔隙压力消散的程度显著增加,孔隙水压力的平均消散速率也明显增大。从每组曲线的斜率也可看出,每个时刻的孔压消散速率也是随围压得增大而增大的。

将以上三条曲线经过拟合后可得出孔隙压力u与时间t的关系:

50 kPa下u与t的拟合关系式

undefined。

100 kPa下u与t的拟合关系式

undefined。

200 kPa下u与t的拟合关系式

undefined。

从以上各式中可见孔隙水压力u与时间t成指数关系,式子如下:

undefined。

式中a,b,c由试验确定。

通过u～t的关系式可求出u/p分别为90%、80%、70%、60%时所需的时间,然后根据孔压消散试验中记录的排水管数据可以计算出相应时间的排水速度。根据所求出的数值作v～u/p曲线。如图2所示。

从图2中可以看出:在试样饱和度达到95%以上,即是高孔隙水压力时,随着孔隙压力的消散,随u/p的比值的减小,排水速度都成减小的趋势,可见在实际工程中,土体在外荷载作用下,土体接近饱和状态时,在刚开始固结的阶段,排水速度很大,使孔隙水快速排水,随着固结的发展,土中的孔隙压力减小,排水速度也随着减小。从图中也可以看出当u/p值为70%时曲线前后变化的比较明显,出现了突变点,u/p值大于70%时排水速度变化程度随着孔隙压力的消散十分明显,随u/p值的减小,排水速度快速的减小。u/p值小于70%时排水速度变化程度随着孔隙压力的消散不是很明显,排水速度变化的幅度变小了。

2 粘土的模型试验

2.1 土的性质

此试验采用的土样为原状土样,土为黏土。

2.2 强夯的模型试验

模型试验是在一个高70 cm,直径24 cm的圆柱形有机玻璃箱内进行,根据模型试验箱的尺寸和相似率的计算,确定锤重的相似系数CQ=1 000,落距的相似系数Ch=10。

根据实际强夯施工器具尺寸和参数,按照各参数的相似系数进行模型尺寸和试验参数的设计。原型与模型的对应关系见表3。

2.3 试验数据与结果分析

首先在有机玻璃箱内进行的静载试验,在饱和土体上施加50, 100, 200,400 kPa的荷载计算出每级荷载作用下的土的渗透系数,并绘制渗透系数k与载荷p的变化关系图。如图3所示。

从渗透系数k随固结压力p的变化曲线中可以看出,固结压力对渗透系数的影响比较大,各土样的渗透系数都随固结压力的增大而减小。当固结压力从50 kPa增大到400 kPa时,土样的渗透系数从1.976×107减小到3.594×108。减小了将近一个数量级,可见减小的幅度很大。从图中也可看出200 kPa以前的渗透系数减小的速率非常大,200 kPa以后的渗透系数的变化就不是十分明显了。

根据各土样的k～p曲线拟合出方程式如下:

k=5.036 9×10-07e-0.022 7p+4.469 0×10-08。

可以看出,各土样的渗透系数k与固结压力p之间成明显的指数关系,可用下式综合表示:

k=mexp(np)+x。

式中: k一渗透系数; p一固结压力; m, n, x一试验参数,由试验确定。

然后在有机玻璃箱内进行孔隙水压力消散试压。

此试验分两部分,有静载和模拟强夯。静载部分分50 kPa、100 kPa、200 kPa三个等级,模拟强夯部分按不同的夯击能划分。

根据实验测得的数据绘制孔隙水压力消散曲线,如图4所示。

根据实验测得的数据绘制排水体积与时间的曲线,如图5所示。

图4是模拟强夯试验与不同固结压力下的孔隙水压力消散试验的对比图,从图中我们可以知道连续夯击5次的孔压消散曲线在初始阶段的倾斜程度比50, 100, 200 kPa中任意一条曲线的倾斜程度都大,这说明了强夯情况下的孔隙水压力消散速率比较大,4 h内孔隙水压力从104.847 3 kPa下降到45.844 28 kPa,孔隙水压力消散的程度也比50, 100, 200 kPa时的消散程度要高出很多。图5是模拟强夯试验和不同固结压力下孔隙水压力消散试验的排水情况对比,从图中可知模拟强夯试验的排出水的体积比较大,高达865 mL。而50, 100, 200 kPa的消散试验中最多排水体积为458 mL,大约为模拟强夯试验的1/2。可见强夯过程中由于大能量的瞬间作用下,造成了土体发生了破坏,形成了竖向排水通道,是排水能力大幅度提高,排水的速度巨增,孔隙水压力消散的速度也随之增加,使固结的时间缩短,而且孔隙水压力消散的效果也比静载预压的情况要好。

根据实验测得的数据绘制不同夯击能的孔隙水压力消散曲线,如图6所示。

根据实验测得的数据绘制不同夯击能的排水体积变化曲线,如图7所示。

图6是不同夯击能作用下的孔隙水压力随时间变化的曲线,从图中可见随着夯击能量的增加,曲线的倾斜程度也增大,孔隙水压力的消散速率也增大,而图中连续5次夯击的曲线明显比其他2条曲线倾斜的幅度大很多,可见连续5次夯击的能量是使土体孔隙水压力消散速率剧烈增加。图7是不同夯击能作用下的排水体积随时间变化的曲线,图中连续夯击5次的排水体积比其他2种情况下的排水体积多,与其他2种情况下的排水速率相比,5次夯击的排水速率也高出很多,可见连续5次夯击的能量使土体正好发生了破坏,形成了良好的排水通道,致使孔压消散和排水效果都比其他2种情况好。

3 结论和建议

①根据试验观测到的数据可知,在孔隙水压力消散的试验中,在不同的固结压力作用下孔隙水消散的速率是不同的,在消散的起始阶段速率明显随固结压力的增大而增大,以后速率变化的较小,最后逐渐接近相同。

②根据孔隙水压力消散的试验数据,可拟和出孔隙水压力u与时间t的关系式u=aexp(t/b)+c。可见孔隙水压力随时间按指数关系消散。

③由试验数据计算可得在高空洗水压力时即土样接近饱和,随u/p的比值的减小,排水速度v都成减小的趋势,u/p与v大体上成线形关系。而当u/p值为70%时曲线前后变化的比较明显,出现了突变点,u/p值大于70%时排水速度变化程度随着孔隙压力的消散十分明显,反之则相反。

④在模型试验中,通过观测不同固结压力下的渗透系数可知,固结压力p与渗透系数k成指数关系,给出可供参考的关系式如下,k=mexp(np)+x。

⑤在模型试验中,通过静载和模拟强夯的对比可知,在强夯作用下孔隙水压力的消散速度较大,孔隙水压力消散的效果较明显。而且孔隙水压力的消散的速率与夯击能也有关,随夯击能的增大而增大。

⑥在模型试验中,通过静载和模拟强夯的对比可知,在强夯作用下排出水的体积较大,排水速度较快。而且排水的速度也随夯击能的增大而增大。

参考文献

[1]杨熙章.土工试验与原理.上海:同济大学出版社,1993;187—196

[2]叶正强,张森安.性土的渗透规律性研究.东南大学学报:自然科学版:1999,(5):

[3]高大钊.土力学与基础工程.北京:中国建筑工业出版社,1998;105—115

[4]钱家欢,殷宗泽.土工原理与计算.北京:中国水利水电出版社,1996;107—155

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[6]杨青.强夯法处理湿陷性黄土地基的试验研究土工基础.1995,2

[7]朱晓羲,叶兴永.降水强夯处理软弱粉土地基试验研究.地基处理,1998;35—38

[8]徐金明,等.强夯法加固软土地基的现场对比试验研究.工程勘察,1996;19—22

[9]Mochizuki N A,et al.Field compaction test at a fill of weathered granite compaction method.Thomas Telford,Ground Improvement Geosynthetics.London;1997:83—88

四种多轴疲劳模型的试验评价 篇9

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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双层堤基管涌模型试验研究 篇10

关键词：双层堤基,模型试验,临界坡降

一、引言

近年来全球极端气候频发, 每当遇到特大洪水来袭时, 堤防发生崩岸、滑坡、漫溢和管涌等险情将不可避免, 其中管涌危害性极大且发生频率高。依据九八洪水期间堤防工程中较大险情的资料统计, 堤基管涌居各类险情之首, 占险情总数的百分之五十以上, 溃堤的七处险情之中有五处是由堤基管涌引发。堤基管涌是堤防工程各类险情中最常出现的, 且由于管涌在发生之前不易被发现又容易被忽视, 这种情况的存在极易造成溃堤, 于是大量的人力﹑物力和财力用于了管涌的检查和抢险。堤防工程中的抢险和加固实践表明, 管涌成为了最常见最普遍并且难以根除的心腹大患。因此, 研究堤基管涌的形成机理, 对探测和防治管涌的发生与破坏, 对提高防洪抢险能力和堤防管理水平, 具有极其重大的经济社会效益和重要的现实意义。

在此说明, 本文所述的堤基管涌和土力学中所定义的管涌有所不同。在土力学中, 管涌的定义是指在渗透水流的作用力下, 土体中较细的颗粒在较粗的颗粒所形成的通道中移动并被带出的现象。本文所说的堤基管涌是指堤防工程中经常出现的一种渗透破坏形式, 具有工程意义, 泛指堤坝地基形成管状渗流通道的渗透破坏现象。

二、试验模型

(一) 模型设计。

试验砂槽模型槽长1.0m、宽0.3m、高0.4m。砂样长0.6m, 宽0.3m, 高0.4m。砂样两端填充大粒径石子稳定水头。为了便于观察试验现象, 砂样上部覆盖厚0.8cm的有机玻璃板。有机玻璃板上开孔模拟管涌孔口, 在模型槽底部位置开孔三排安装测压管, 测压管高度分别为10cm、20cm、30cm。试验过程用摄像机、照相机和肉眼观察记录试验现象和数据。试验模型砂样为一般建筑用河砂, 砂样上覆盖5cm厚粘土后盖有机玻璃板。本试验共分为两组:第1组砂样采用流土型砂样;第2组砂样采用管涌型砂样。

(二) 试验过程及分析。

本试验采用逐级增加水头的方式进行, 每级水头渗透变形稳定后再继续抬高水头进行下一步试验。模型渗透变形稳定的判别标准是:渗水清澈稳定且砂粒不再带出, 测压管水位平稳和渗流量稳定。

与水头的逐级升高相照应, 堤基管涌的渗透破坏可以分为三个特征鲜明的阶段:无明显渗透破坏阶段, 堤基砂层的颗粒没有被带出的现象发生;堤基局部发生管涌破坏阶段, 堤基砂层的颗粒逐渐被带出, 但是渗透变形最终能够达到稳定状态不再发展 (在实验水头保持不变的情况下) ;堤基整体破坏阶段, 管涌通道在试验水头保持不变的情况下能够持续发展, 最终与上游进水口连通, 导致堤基整体破坏和溃堤。

三、双层堤基管涌试验现象与机理分析

(一) 流土型砂样管涌试验现象与分析。

流土型砂样管涌试验现象总结如下:一是在本组试验当中, 堤基砂层产生管涌通道的控制因素是覆盖层的厚度和管涌孔口的平均水力坡降, 当管涌孔口的平均水力坡降小于破坏时所需要的临界水力坡降时, 管涌孔口下方的砂层由上到下逐渐液化;直到管涌孔口的平均水力坡降大于破坏时所需要的临界水力坡降时, 液化的砂层穿透覆盖层, 在覆盖层与下部砂层的接触面突然形成连通上游的管涌通道, 水流携带着大量泥沙从管涌孔口带出, 此后覆盖层在水流的冲刷下逐渐坍塌破坏。二是堤基管涌的渗透破坏开始于覆盖层预留的薄弱区域管涌孔口, 在管涌孔口下方的砂层由上到下逐渐液化, 直到液化的砂层穿透覆盖层, 在覆盖层与下部砂层的接触面形成连通上游的管涌通道, 在水流的不断冲刷下管涌通道的位置逐渐上移, 直到导致堤基和覆盖层的整体破坏, 但在堤基砂层内部没有出现深层的破坏现象。三是在堤基管涌的渗透破坏开始后, 砂粒被渗透水流通过砂沸带出, 在渗流力的作用下逐渐堆积在了管涌孔口, 这些砂粒在管涌孔口形成沙丘, 管涌孔口上方的沙丘和下方的砂层开始液化且缓慢运动, 直到液化的砂层穿透覆盖层形成连通上游的管涌通道, 水流携带着大量的泥沙从管涌孔口带出。四是在没有形成管涌通道的情况下堤基砂体在各级水头作用下测压管水头基本稳定, 然而一旦管涌通道形成很快会连通上游, 测压管水头会快速下降到水位很低的水平并最终趋于稳定;随着试验水头的不断提升, 管涌孔口承担的水头损失逐渐加大, 当管涌孔口处的水力坡降接近砂层颗粒的土粒比重时, 管涌通道快速形成并连通上游。

以流土型土体为地基的双层堤基管涌过程的机理分析如下:对于以流土型土体为地基的双层堤基, 由于堤基砂层顶面的流线最短且其渗透系数远远大于堤身土体和覆盖层, 因此在堤基砂层顶面产生的水力梯度最大, 实际流速也最大, 于是在堤基砂层顶面的渗流力也就最大。由于重力的原因对于堤基砂层越往下受到的地基应力也就越大;由于堤身与覆盖层的原因对于同一水平面的堤基砂层受到的地基应力也不相同, 堤身下的基本规律是堤基正下方的地基应力最大, 越往边缘地基应力越小, 覆盖层下的地基应力与覆盖层的厚度有关, 覆盖层厚的地方地基应力大。综合以上分析, 由于在堤内坡脚处和覆盖层下的土体颗粒受到覆盖层的影响, 虽然在没有发生渗透破坏现象之前, 无法确定何处的覆盖层最薄, 但是在相同水力条件下覆盖层最薄的地方渗流力最大, 因此当堤基砂层顶面的土体颗粒受到的渗流力大于最薄覆盖层的阻力和由地基应力对其产生的摩擦阻力、其自身重力与由其自身重力产生的摩擦阻力之和时, 在覆盖层最薄的地方堤基管涌发生, 大量泥沙被水流携带喷涌而出。此后管涌通道的发展的情况取决于河内水位与管涌孔口水位之差了, 当水位差产生的渗流力大于堤基正下方砂层顶面的土体颗粒自身重力产生的摩擦阻力与由地基应力产生的摩擦阻力的和时, 管涌通道的发展将不会停止, 直接连通上游河水, 甚至会导致堤防决口;当水位差产生的渗流力不大于堤基正下方砂层顶面的土体颗粒自身重力产生的摩擦阻力与由地基应力产生的摩擦阻力的和时, 管涌通道发展到一定长度以后会停止发展, 直到河内水位继续升高, 使渗流力大于堤基正下方砂层顶面的土体颗粒自身重力产生的摩擦阻力与由地基应力产生的摩擦阻力的和时, 管涌通道的发展才不会停止, 一直发展到连通上游河水。此外, 管涌孔口土体颗粒的堆积减小了河内水位与管涌孔口水位之差, 增加了堤基颗粒竖直爬升的高度, 有利于管涌通道发展的停止, 管涌抢险中的大量实例对此可以证实。

(二) 管涌型砂样管涌试验现象分析。

“管涌型”砂样管涌试验现象总结如下:一是在本组试验当中, 堤基砂层能产生的管涌通道有两个分别是小管涌通道和大管涌通道, 小管涌通道是由堤基砂层内的细颗粒被渗透水流带走, 在作为堤基骨架的大颗粒的缝隙中形成的, 即使小管涌通道与上游连通, 堤基也不会发生破坏, 只是渗流量增加的非常显著;直到试验水头达到一定值, 出现作为堤基骨架的大颗粒被渗透水流冲刷失去稳定, 堤基砂层才开始产生破坏堤基的管涌通道, 即本组的大管涌通道。二是堤基管涌的渗透破坏开始于堤基砂层与覆盖层接触的顶面内, 在水平渗流力的作用下, 细颗粒不断被渗透水流运送携带向下游, 在管涌孔口下方和堤基砂层与覆盖层接触的顶面形成小管涌通道, 直到试验水头超过某一水头后, 才开始产生破坏堤基的管涌通道, 但这种大管涌通道也是产生在管涌孔口下方和堤基砂层与覆盖层接触的顶面内的, 在堤基砂层内部没有出现深层的破坏。三是在堤基管涌的渗透破坏开始后, 先是堤基砂层内的细颗粒被渗透水流带向下游并在下游聚集, 有部分的细颗粒被渗透水流从管涌孔口带出堤基砂层, 当试验水头超过某一水头后, 作为堤基骨架的大颗粒也被渗透水流冲刷带出堤基堆积在管涌孔口周围。四是在没有形成管涌通道的情况下堤基砂体在各级水头作用下测压管水头基本稳定, 随着时间的持续还有所升高, 小管涌通道一旦形成, 测压管水头就会快速下降, 随着时间的不断延长, 测压管水头会逐渐降低最终趋于稳定, 有时稳定后的测压管水头还会略有所抬高, 在大管涌通道的发展过程中, 测压管水头会突然下降, 同一级水头下随着时间延长测压管水头逐渐降低最终趋于稳定。

以“管涌”型土体为地基的双层堤基管涌过程的机理分析如下:对于以“管涌”型土体为地基的双层堤基, 由于堤基砂层顶面的流线最短且其渗透系数远远大于堤身土体和覆盖层, 因此在堤基砂层顶面产生的水力梯度最大, 实际流速也最大, 于是在堤基砂层顶面的渗流力也就最大。对于单个的土体颗粒, 在同一流速下其体积与表面积比越小, 其受到的单位体积的渗流力也就越大, 也就是说土体颗粒的粒径越小, 单位体积的土体颗粒受到的渗流力也就越大。由于重力的原因对于堤基砂层越往下受到的地基应力也就越大;由于堤身与覆盖层的原因对于同一水平面的堤基砂层受到的地基应力也不相同, 堤身下的基本规律是堤基正下方的地基应力最大, 越往边缘地基应力越小, 覆盖层下的地基应力与覆盖层的厚度有关, 覆盖层厚的地方地基应力大。由于堤基砂层土体颗粒粒径的不均匀性, 细颗粒受到的由地基应力产生的摩擦阻力几乎为零, 以致于细颗粒可以在作为堤基骨架的粗颗粒的缝隙内运动, 因此堤内砂层内的细颗粒抵抗渗流力使其自身保持稳定主要是依靠由其自身重力产生的摩擦阻力。在相同水力条件下覆盖层最薄的地方渗流力最大, 因此当堤基砂层顶面的土体颗粒受到的渗流力大于最薄覆盖层的阻力时, 渗透水流将突破覆盖层涌出。由于在相同水力条件下堤基砂层顶面的渗流力最大, 当堤基砂层顶面的渗流力大于由细颗粒自身重力产生的摩擦阻力时, 细颗粒便失去稳定状态被渗透水流携带开始向下游运动。由于覆盖层的渗透系数比较小突破覆盖层需要的渗流力较大, 当覆盖层被突破后会有大量细颗粒被渗透水流携带开始向下游运动, 有部分细颗粒被渗透水流带出管涌孔口。随着细颗粒的被带出在堤基砂层粗颗粒的缝隙内便会形成连通上游河水与下游堤内坡脚的小管涌通道。当覆盖层被突破后一般不会有大量粗颗粒被渗透水流带出管涌孔口, 除非管涌孔口的水力梯度特大。随着河内水位的升高和水力梯度的增大, 管涌孔口处的水力梯度和渗流力也就不断增大, 当管涌孔口的渗流力大于粗颗粒自身重力与由其自身重力产生的摩擦阻力之和时, 粗颗粒便被渗透水流带出管涌孔口形成大管涌通道。此后管涌通道的发展过程与以"管涌"型土体为地基的单层堤基管涌通道的发展过程基本一样。

四、结语

对于双层堤基管涌孔口都产生在覆盖层薄弱处, 管涌通道的位置也都发生在堤基砂层的顶部, 无论是以流土型土体为地基的双层堤基还是以“管涌”型土体为地基的双层堤基, 管涌通道的渗透破坏都开始于覆盖层薄弱处, 只是开始后在堤基砂层顶部发展的过程不同而已。

参考文献

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模型试验台 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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模型试验台 篇12

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

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