变形条件范文

变形条件范文（精选5篇）

变形条件 第1篇

针对当前一些井筒永久井架基础施工与冻结同期进行或者事故井筒重新选用冻结法施工的情况, 为防止冻胀融沉的安全隐患, 必须考虑已施工或冻结期内将要施工的井架基础防冻问题[1,2,3]。目前井架基础防冻一般采取隔温孔、差异冻结或保温方法, 本文所依托井筒即采用冻结管保温方法, 对井架基础附近的冻结管采取聚氨酯保温措施。然后通过数值模拟及现场实测得到聚氨酯保温条件下的井架基础变形情况[4,5,6]。

2 工程概况

该副井井筒采用永久井架提升结构, 其基础位于井心的东南、东北、西南和西北方向。井筒冻结设计为四圈孔, 包括主冻结孔 (长短腿) 、辅助冻结孔和两圈防片帮孔 (内外两圈采用插花布置) , 如图1所示。

为减轻冻胀作用对井架基础 (JC1和JC2为主井架基础) 的影响, 对主冻结孔W3~W13, W19~W27, W33~W41及W47~W57共计40个孔, 辅助冻结孔Z3~Z7, Z12~Z15, Z20~Z23及Z28~Z32共计18个孔冻结管进行保温处理, 保温材质为聚氨酯, 保温厚度为50 mm, 保温深度为0 m~-40 m段。图1中下半部分为基础JC1的放大图, 其中测点CD1和CD2为水平位移观测点, CD5为竖向位移观测点, JC2上相应分布位移观测对照点。

3 数值模拟

引起井架基础变形因素除自身重力外, 冻结引起的冻胀力是主要因素, 因此研究基础的位移, 建立热力耦合模型, 首先分析冻结引起周围地层温度变化情况, 其次为初始条件对井架基础进行位移变形分析。

3.1 冻结参数选择

根据井检孔土工试验参数, 结合基础 (包括灌注桩) 所在位置, 研究土层为砂质粘土, 含水率为22%, 冻结温度为-0.48℃, 导热系数和比热容见表1。

该层位所处位置冻结管规格为Ф159×6 mm, 聚氨酯导热系数为0.023 W/ (m·K) , 厚度为50 mm, 冻结时间为360 d。

3.2 数值模型的建立

为研究方便, 对土体进行如下假设:1) 土体均匀连续, 竖直方向不存在导热;2) 冻结管在保温段无偏斜;3) 研究土层为粘弹性质体;4) 井架基础位置某点土体位移即为基础位移。基于以上假设, 该热力耦合场可进行简化, 网格划分结果如图2所示。

3.3 边界条件设定

井架基础结构位移变化要以温度场模拟结果为初始条件, 该温度场模拟初始条件设定为:土体初始温度为20℃, 远端边界温度维持原始地温20℃, 冻结管管壁温度 (即盐水温度) 依次选取20℃, 5℃, 0℃, -15℃, -24℃, -27℃, -30℃。

3.4 数值计算结果分析

根据假设与边界条件, 温度荷载施加于结构模型后, 经聚氨酯保温后冻结管圈径外侧不同距离处的测点沉降变化如图3所示。

由图3可知, 积极冻结期开始后, 在竖直方向上井架基础不同位置处均有一定程度的沉降, 随着冻结期延长及水土相变发生, 各位置测点竖向位移发生变化, 距离冻结管越近, 基础抬升发生越早, 抬升量越大, 远端测点 (见图3中16.92 m和17.92 m处) 在监测期内已经没有抬升趋势。

4 井架基础变形测量

永久井架基础受3种力作用:自身重力 (包括井架钢结构重力及提升附加的外力) 、冻胀力和井筒开挖过程的附加力。冻结壁形成过程中, 由于土体发生膨胀, 因此井架基础在竖向和水平方向都会变形, 竖向表现为隆起, 水平方向表现为冻土向外侧的挤压。由于冻结管采取了聚氨酯保温措施, 保温层外侧土体温度下降缓慢, 土体中水温降至冻结温度所需时间长、相变范围小、强度低, 从而在竖向和水平方向由于冻胀作用引起的变形都较小[7]。

4.1 竖向位移测量

竖向位移采用高精度水准仪进行高程测量, 仪器操作、观测点布置及数据处理均符合JGJ 8-2007建筑变形测量规范中利用水准仪进行沉降观测的要求, 对观测期内各高程值进行平差处理, 结果如图4所示。

从图4可知, 自监测开始, 基础测点维持沉降趋势, 270 d监测期内JC1和JC2分别下降52.5 mm和47.6 mm, 沉降差为4.9 mm。该永久井架为双斜撑式, JC1与JC2水平距离为11.379 m, 根据《矿山井架设计规范》要求, 井架基础沉降不超过80 mm, 沉降差不超过0.000 5L (L为相邻桩基水平中心距) , 该副井井架基础沉降变形量在允许范围内。

由监测结果可知, 150 d后井架基础沉降变形变缓, 150 d内冻结锋面发展至管外840 mm处, 基础的灌注桩并不在冻结影响范围之内, 因此井架基础竖向沉降变形并非冻胀所致, 主要原因是井架自重。

4.2 水平方向位移测量

水平位移监测点设在冻结管保温区井架基础上, 定位于井心方向的两个侧面上, JC1基础测点为CD1和CD2, JC2基础测点为CD3和CD4, 各测点位置如图1所示。

井架位移监测采取双向位移监测, 测点布置符合JGJ 8-2007建筑变形测量规范的要求, 监测采用小角法, 采用双直线垂线定点, 利用经纬仪监测测点水平位移, 监测过程固定基准点, 忽略钢尺自身热胀冷缩影响, 测点水平位移曲线如图5所示。

由图5位移曲线可知, JC1与JC2水平方向变化趋势一致, CD1, CD3变形量先减小后增大, 监测期变形量在10 mm以内, CD2, CD4呈指数曲线趋势, 监测期变形量在15 mm内, 基础整体朝远离井心方向发展。

5结语

根据冻结管采取聚氨酯保温措施后对井架基础变形实测, 结合数值模拟结果与未保温情况实测对比, 可得如下结论:

1) 受重力影响, 井架基础在260 d监测期内测点分别下沉52.5 mm和47.6 mm, 最大沉降差为4.9 mm;

2) 井架基础水平位移在冻结210 d后, 水平位移值为10 mm~15 mm, 方向远离井心, 且变形量存在继续增大的趋势;

3) 冻结管保温后土体发生相变范围小, 井架基础受冻胀力影响小, 未发生明显的抬升;

4) 冻结期结束后, 地表段自然解冻速度快, 发生融沉范围小, 对井架基础安全性能有一定保障作用。

摘要：以某副井冻结井筒为依托, 针对冻结工程中井架基础受到冻胀力作用发生变形的问题, 通过数值模拟和现场实测数据分析, 得到了冻结管保温后冻结期内井架基础变形规律, 对工程施工具有重要意义。

关键词：井架基础,沉降量,冻胀作用,冻结管保温

参考文献

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复杂条件下深基坑变形监测分析 第2篇

20世纪初, 深基坑工程逐渐出现, 利用监测仪器对基坑进行监测在基坑工程中得到了初步应用, 到70年代初期, 挪威的奥斯陆和墨西哥率先利用仪器对软土深基坑工程中进行系统的监测, 日本、美国等一些发达国家颁布了相应的基坑监测规范, 国外到90年代时就已经出现了电脑监测数据采集系统, 实现了监测自动化[1,2,3]。但在国内, 由于经济、技术等方面水平有限, 尤其是计算机技术的落后, 近十年来, 建筑基坑安全监测逐渐重视。高华东等[4]首次对护坡桩实行应力监测及位移监测, 研究了护坡桩的受力状态及工作机理, 对护坡桩实行应力及位移监测;此后, 姜忻良[5]、彭社琴等[6]分别对基坑开挖过程中支护结构的水平位移进行了研究, 认为基坑周边建筑物和地表的主要影响因素是基坑内外地下水位的变化;郭玟等[7]对复杂环境下深基坑工程进行了监测分析, 研究得出支护结构能够有效保护基坑周边建筑物、道路及管线的变形。基于此, 本文以沈阳北站人防工程深基坑工程为研究对象, 基于基坑稳定性及周围土体变形理论, 通过对基坑开挖过程进行系统的动态监测和实测数据分析, 开展复杂条件下深基坑变形监测研究, 以期得到围护桩的最大水平位移和地表最终沉降量等参数, 为今后复杂条件下的深基坑工程提供可靠的理论依据, 具有重要的理论价值和工程实践意义。

1 工程概况

沈阳北站综合交通枢纽改扩建工程的地下新建工程包括四个新建车库及一条人行过街地道, 以下称四个车库为Ⅰ, Ⅱ, Ⅲ, Ⅳ区工程, Ⅰ, Ⅱ, Ⅲ区工程、人行过街地道位于南广场, Ⅳ区工程位于北广场。其中Ⅰ区工程位于北站路南侧, 友好街东侧, 为地下两层结构, 建筑面积12 327.7 m2, 东西向长138.6 m, 南北向宽48.2 m, 埋深12.05 m, 覆土1.5 m, 地下1层、地下2层为社会车停车场, 地面层为公交车停车场, 地下1层西侧与既有地下1层人防工程连通, 地下2层北侧与Ⅱ区社会车停车场连通, 友好街西侧部分为既有人防出入口改造。基坑现场施工如图1所示。

2 基坑变形监测分析

2.1 围护桩顶位移监测

基坑围护桩顶监测是从冠梁浇筑完毕开始, 此时基坑已开挖2 m, 部分开挖4 m, 共累计监测54 d。从各监测点累计值可以看出, 基坑西侧及东侧的围护桩顶变形量相对较大, 其中, 东侧水平位移量最大, D8的水平位移累计值达到20.14 mm, 西侧水平位移值最大达到19.28 mm, 北侧的最大水平位移达到17.3 mm, 南侧桩顶位移值达到15.66 mm。基坑每条边围护桩最大位移均位于基坑中部位置附近, 基坑四角的水平位移值相对都比较小, 其中D1水平位移最小, 只有8.78 mm。基坑四侧围护桩桩顶位移随时间关系曲线图如图2所示。

通过对比监测数据及位移曲线, 可得到以下规律:1) 基坑东侧各测点水平位移均较大, 主要是因为距离基坑东侧5.45 m为时代广场酒店, 地上25层, 地下2层, 对这一侧围护桩顶的水平位移产生相对比较大的影响, 但各监测累计位移值均在预警范围内。2) 基坑北两侧各测点水平位移较小, 最大值为17.3 mm, 最小水平位移值为8.78 mm。基坑南北两侧有一排直径为800 mm的人工挖孔桩, 这是20世纪80年代施工的围护桩, 桩长12 m。这两排老桩对限制基坑的变形起到一定的作用, 这是南北两侧围护桩位移较小的主要原因。3) 由图2可以看出, 基坑各个监测点在3月~4月中旬变化速率相对较大, 最大速率达到1.54 mm/d。此时正值沈阳地区气候回暖, 坑侧冻土逐渐融化, 气温从-10℃左右升至15℃, 因此, 在基坑施工过程中, 气温环境的影响对基坑的变形是不可忽略, 在以后的工程中应当加以重视。

2.2 周边地表沉降监测数据分析

由于场地的限制, 周边地表沉降监测时, 对监测点进行简化。简化后, 基坑西侧3个监测点, 南侧3个监测点, 共计6个监测点。对基坑周边地表沉降的监测周期比基坑支护结构的监测周期要长, 从基坑开挖各监测点最终沉降随时间的变化如图3所示。

通过对图3基坑周边地表沉降监测点变化曲线分析, 可以看出基坑开挖初期, 基坑周边地表沉降较大, 随着支护结构的施工完成, 沉降逐渐减小并趋于稳定。基坑西侧地表在土体开挖和路面荷载的综合影响下, 最大沉降达到11.93 mm, 基坑南侧地表沉降相对较小, 最大沉降为10.7 mm。

2.3 周边建筑、地表裂缝观测

选取时代广场酒店西侧三个监测点即J1~J3以及天顺超市北侧三个监测点J6~J8进行分析, 总结周围建筑物在基坑开挖期间的变形特性和规律, 如图4所示。

从图4可以看出, 随着基坑开挖深度的增加, 周围建筑物的沉降先增大后减小到最后逐渐稳定。在基坑开挖初期, 周围建筑物沉降变化速率较小, 随着基坑的开挖, 沉降逐渐增大。在第一道内支撑施工后, 建筑物沉降速率有所减小, 但在3月份~4月份期间, 气温回升, 基坑周围冻土融化, 周围建筑的沉降速率又略有增加, 但影响不大, 这与围护桩侧土压力、混凝土支撑内力以及桩顶水平位移在冻土融化时期的变化不稳定是一致的, 说明在沈阳地区, 在春季进行基坑的开挖对整个工程的影响是不可忽略的。在这一时期, 应增加对基坑的监测频率, 在必要时, 应该对基坑进行适当加固。

3 结语

以沈阳北站人防工程深基坑工程为研究对象, 结合基坑工程稳定性和周围土体变形进行分析, 主要结论包括:1) 基坑东侧中部围护桩顶在时代广场酒店的作用下水平位移最大, 基坑西侧及基坑南侧在施工荷载和路面荷载作用下位移小但波动性较大, 分析可得建筑物荷载比路面荷载和施工荷载对基坑变形的影响大;2) 在基坑开挖过程中, 基坑东西侧围护桩侧土压力比南北侧的变化速率大, 土压力总体呈减小的趋势, 尤其在春季冻土融化期间, 土压力变化速率较大且不稳定, 在此期间应增加土压力的监测频率;3) 基坑开挖初期, 基坑周边地表沉降较大, 随着支护结构的施工完成, 沉降逐渐减小并趋于稳定, 建筑荷载的影响小于路面荷载对地表沉降的影响。

摘要：以沈阳北站人防工程深基坑工程为研究对象, 基于基坑稳定性及周围土体变形理论, 通过对基坑开挖过程进行系统的动态监测和实测数据分析, 开展复杂条件下深基坑变形监测研究, 以期得到围护桩的最大水平位移和地表最终沉降量等参数, 为今后复杂条件下的深基坑工程提供可靠的理论依据。

关键词：深基坑,变形监测,基坑稳定性,围护桩,周边环境

参考文献

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变形条件 第3篇

富溪隧道位于安徽省黄山市徽州区富溪乡黄柏山村,为直线连拱隧道境内。隧址区属于构造侵蚀中山区,隧道轴线海拔高程介于270.0 m～399.0 m之间,相对高差129.0 m,隧道轴线走向150°,山脊走向63°,二者夹角87°,隧道最大埋深122.0 m,山体地势南北坡陡峻,中部起伏不平,植被发育。进口段地形坡角35°～40°,出口段地形坡角45°左右。隧道进口段于山体一侧通过,左侧地形陡峻,边坡较高,存在较大的偏压。隧址区共有2条断层,分别是F5正断层和F6正断层。

2模型的建立

依据地勘资料所述,进口段为Ⅴ级围岩偏压段,围岩较差,偏压严重,所以计算中对该段进行模拟时的有限元模型所取地层范围如下:根据地层及山体的实际情况,计算范围沿隧道轴线方向取50 m,水平方向长度约为洞跨的7倍,长160 m;垂直方向由隧道底部到下边界约为洞径的5倍,取50 m;上部近似地表起伏的自由边界。模型左、右、前、后和下部边界均施加法向约束,地表为自由边界,未受任何约束。

计算过程中,围岩均采用八节点六面体实体单元加以模拟,此段模型共划分了63 699个节点和59 900个三维单元,根据隧道初步设计资料确定初期喷射混凝土参数和锚杆的位置及力学参数,喷射混凝土和锚杆采用结构单元模拟,锚杆为梅花形排布。进口段Ⅴ级围岩模型见图1。

本模型计算参数的选用,主要参考JTG D70-2004公路隧道设计规范各类围岩的物理力学指标,见表1。

3数值模拟及分析

根据导洞贯通顺序,主洞施工顺序和主洞错距的不同可以组合出12个方案,如表2所示。

监测点布置如图2所示。

3.1 导洞贯通顺序对围岩变形的影响

左右导洞每步开挖1 m,锚喷支护滞后1 m,锚杆以梅花形布置,间距1 m,整个模拟过程共分150步,每步400时步。先贯通中导洞,然后开挖支护一侧导洞,贯通之后再开挖支护另一侧的导洞,方案1:先后贯通中导洞→左导洞(深埋侧)→右导洞(浅埋侧),方案2:先后贯通中导洞→右导洞(浅埋侧)→左导洞(深埋侧)。两个方案对围岩变形的影响如表3所示。

模拟结果表明左右导洞的贯通顺序对围岩变形影响不大。

3.2 主洞施工力学研究

1)主洞施工顺序研究。

实际施工中对主洞浅埋侧先行还是深埋侧先行存在较大争议,这个问题也成为双连拱隧道施工难点研究的热点之一,选取左右主洞掌子面固定错距为20 m时的方案2和方案5进行比对,确定不同开挖顺序对围岩位移和围岩应力的影响。在这4个方案中,支护参数相同,主洞开挖的上下台阶错距相同,支护滞后距离相同,只有开挖顺序不同,其模拟结果充分体现了开挖顺序这一因素对山体围岩变形和围岩应力的影响。两种方案的位移如表4所示。

模拟结果表明,主洞施工应该先开挖浅埋侧主洞为佳,在施工中应该提高深埋侧主洞的支护参数,并且及时跟进初期锚喷支护,防止毛洞时期的大量位移释放。

2)空间效应研究。

由以上分析可知,浅埋侧主洞先行比深埋侧主洞先行方案优越,所以本节选取先开挖浅埋侧主洞方案,两侧主洞掌子面错距0.5D(10 m),D(20 m)和1.5D(30 m)进行分析比对。故而选取先后贯通中导洞、左导洞、右导洞的情况下右洞超前的3种方案(即方案4、方案5和方案6)进行比对,确定不同开挖错距对围岩位移的影响。在这3个方案中,支护参数相同,主洞开挖的上下台阶错距相同,支护滞后距离相同,开挖顺序相同(见表5)。

模拟结果表明,无论左右主洞掌子面错距多少,偏压导致深埋侧主洞的变形比浅埋侧主洞大很多,在及时跟进支护后,左右主洞的拱顶下沉量悬殊较小,但是深埋侧的水平收敛和底部隆起较之浅埋侧仍有很大增幅。方案4(错距0.5D)的变形较之方案5(错距D)和方案6(错距1.5D)变形增幅较大,而后两种方案的变形过程和最终位移量悬殊较小,所以在实际施工过程中,应该使左右洞的掌子面错距保持在D以上,以避免施工过程中围岩变形过大。

3)围岩应力研究。

由以上分析可知,浅埋侧主洞超前,掌子面错距在1倍洞跨以上的方案较为优越,所以选取方案5在不同阶段的应力分布研究围岩受力情况。由分析可知,施工过程中围岩的应力变化主要集中在离隧道结构较近的区域,包括围岩的拱顶加固区、拱脚区和仰拱区,以上区域在施工中的应力变化幅度占整个围岩应力变化幅度的85%以上。对于中隔墙顶部要进行加强支护,防止应力集中导致围岩失稳。

4现场监控量测分析

现场监控量测时在K205+755处布设了监测仪器,对初期支护与围岩间压力、初衬混凝土内应力、初衬与二衬间压力、二衬混凝土内应力进行了全程监测。

数值模拟主洞开挖之后,深埋侧隧道变形较浅埋侧大很多,这一规律与监控量测结果比较吻合,充分体现了偏压对施工有较大影响;数值模拟中隧道深埋侧变形较浅埋侧大很多,监控量测结果表明无论初期支护还是二次衬砌,其围岩压力、混凝土内应力均是深埋侧大,前后两者为因果关系。

数值模拟结果与现场监控量测结果一致。

5结语

1)浅埋偏压条件下在导洞施工阶段中,深埋侧和浅埋侧导洞的先后开挖顺序无关紧要,对隧道变形影响较小,施工完成后两种方案围岩应力大小和分布规律基本一致。

2)在偏压的影响下,深埋侧主洞的拱顶下沉、周边收敛和底部隆起量均是深埋侧主洞比浅埋侧主洞大很多,所以施工中应该提高深埋侧主洞的支护参数,以确保施工安全顺利的进行。

3)主洞的开挖顺序不同对隧道变形有较大影响,由于深埋侧主洞的隧道变形较大,以深埋侧主洞的隧道变形大小为衡量标准,浅埋侧主洞先行开挖时有利于控制隧道的变形。

4)掌子面错距不同对隧道的变形影响较大,由分析可知,掌子面错距在1倍洞跨以上时隧道变形相对较小,能够有效减小左右洞施工的互相干扰和影响。

5)主洞开挖后底部隆起量较拱顶下沉量要大很多,所以在施工过程中一定要尽早施作仰拱,使支护结构成为一个封闭的受力结构,达到限制隧道变形的目的。

摘要：结合富溪双连拱隧道的实际施工方案,使用有限差分程序FLAC3D系统地研究了软弱破碎围岩浅埋偏压段施工的隧道变形和围岩应力变化规律,分析了现场监控量测数据,验证了数值模拟的正确性。

关键词：连拱隧道,数值分析,变形规律,监控量测

参考文献

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变形条件 第4篇

某水电站坝址区发育一变形体。该变形体具有方量大, 变形明显, 近坝等特点, 失稳之后可能击起的涌浪将直接威胁坝体的安全、运行, 因此对其稳定性展开评价关系到该水电站的安全。本文在对该变形体工程地质调查基础上, 利用数值计算方法, 对变形体蓄水条件下的变形特征与稳定性进行评价[1,2,3,4,5,6]。

2 变形体的基本特征

该变形体位于坝前约800 m的岸坡, 形态不规则。表部地形坡度约43°, 后缘为变形体平台。

变形体纵向长度210 m, 宽约154 m。后缘高程为1 800 m。总体积约87万m3, 正常蓄水位水上部分约54万m3。水下部分约33万m3。变形体前缘底界高程1 600 m左右。

3 计算模型

根据边坡地质模型, 建立计算模型 (见图1) 。具体模型范围如下:X方向800 m;Y方向380 m;Z方向约700 m。岩体力学参数见表1。

4 蓄水状态下变形体变形特征

蓄水后, 边坡最大主应力分布见图2, 最小主应力见图3。由图2可知:从边坡地表向岩层深部最大主应力逐步增大。由图3可知, 蓄水状态下最小主应力整体为压应力, 在变形体的边界和地形凸出的部位出现拉应力。同时, 潜在滑带出现了拉应力集中区, 这也表明, 蓄水后, 坡体应力环境不利于坡体稳定性。

蓄水后, 变形体后位移较前缘大, 从变形控制的角度来说, 坡体变形受控于前缘滑体, 从图4~图7可以看出, 水平位移最大的地方发生在坡体的前缘。横向上下游区位移较上游区大。

5 蓄水条件下变形体稳定评价

强度折减法是以调整岩土体的强度指标为出发点, 对边坡稳定性进行不断地增加折减次数, 直至其达到临界状态, 得到的折减系数为稳定系数。在变形体内设置监测点, 根据各个监测点在不同强度折减系数时的水平位移, 可以得到如图8所示的关系曲线。结果表明, 折减系数从1.15变为1.16时, 变形体位移剧增。

图9~图12为不同折减系数下蓄水工况下模型剪应变增量云图, 可知, 随着折减系数的增加, 塑性区逐渐扩大, 当K=1.17时, 剪应变增量贯通, 变形体已处于失稳状态。因此可认为1.17为该边坡蓄水条件下的稳定性系数。

6 结语

1) 坡体的变形特征是受地形地貌控制的结果。2) 在蓄水的情况下, 变形体会发生较大的变形, 但变形体的总体稳定性较好, 不会发生整体失稳。3) 虽然变形体总体稳定性较好, 但局部会有破坏现象, 因此, 为保持在水电站运行期间长期稳定性, 应予以加固。

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变形条件 第5篇

随着霍普金森拉杆(Split Hopkinson Tensile Bar, SHTB)技术在先进高强钢的应用,汽车用钢的防撞性能得以研究[12,13,14,15,16,17,18,19,20]。

本工作利用普金森拉杆技术进行拉伸实验,利用动态因子、Feret比率等定量分析方法研究两种马氏体体积分数不同的超高强铁素体-马氏体双相钢的动态变形行为以及在高应变速率变形条件下组织演变规律,并对高应变速率变形条件下绝热温升对双相钢性能的影响进行了分析。

1 实验材料与方法

实验用钢的化学成分(质量分数/%):0.19 C, 0.75 Si, 1.95 Mn, 0.02 Cr, 0.044 Nb, <0.005 P, <0.003 S, <0.004 N, 余量为Fe。采用30kg真空感应炉冶炼并锻造成41mm81mm100mm的板坯。板坯在1200℃保温2h后,在实验室四辊热轧机上经8道次轧制成3.5mm,热轧开轧温度1150℃,终轧温度850℃,轧后以40℃/s的速率水冷到650℃,放入保温炉内随炉冷却至室温以模拟卷取。热轧板经酸洗后冷轧到1mm,压下率大于70%。

为了研究马氏体体积分数的不同对冷轧双相钢动态变形特性的影响,将冷轧硬板加工成50mm200mm的试样,在Gleeble-3500热模拟机中进行分段淬火连续退火实验,得到两组不同马氏体体积分数的双相钢试样。图1为实验室分段淬火热处理工艺路线,将试样以10℃/s加热至奥氏体化温度900℃并保温300s,之后缓慢冷却至铁素体-奥氏体临界区温度730℃和770℃,保温150s,再以50℃/s将试样快速冷却至280℃进行过时效处理,保温300s,最后空冷至室温。

准静态拉伸实验在万能材料试验机CMT-4105上进行,选用标距为50mm的试样,应变速率选取10-4s-1;动态冲击拉伸实验在分离式霍普金森拉杆上进行,其入射杆、透射杆以及子弹都是18Ni马氏体时效钢,数据采集和记录频率为2.5MHz。选用标距为6mm的试样,应变速率选取500s-1和2250s-1。高应变速率拉伸试样如图2所示。

金相试样研磨、抛光后用体积分数为4%的硝酸酒精浸蚀,在光学显微镜中观察显微组织;用Image Tool软件进行辅助图像分析以确定马氏体体积分数。

2 结果与分析

2.1 微观组织

图3为较低马氏体体积分数双相钢DP-LVm(dual phase steel with low martensite volume fraction)和较高马氏体体积分数双相钢DP-HVm(dual phase steel with high martensite volume fraction)的微观组织。经4%的硝酸酒精浸蚀后组织中亮白色为铁素体,暗黑色为马氏体。表1为两种双相纲组织观察的结果。结合图3和表1可知,临界区温度分别为730℃和770℃工艺下的双相钢组织相似,除了马氏体体积分数不同(DP-LVm为31.2%,而DP-HVm为67.5%),两种双相钢都为细小的铁素体,铁素体晶粒尺寸分别为3.34μm和3.18μm,高马氏体体积分数双相钢的铁素体更为细小,起到细晶强化的作用。

为了研究变形对组织演变规律,引入Feret比率Qm公式[3,21,22]

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式中:Qm表示在水平方向和垂直方向上测量的最大值与最小值的比值。

结合式(1),测量并计算两种双相钢在连续退火后(即未发生准静态和动态变形)铁素体晶粒形态,Qm分别为1.38和1.32(表1)。从图3可知,两种双相钢的晶粒都在轧向方向上存在延长,并且双相钢铁素体和马氏体在相的分布上存在带状组织。

2.2 动态拉伸性能

较低马氏体体积分数双相钢(DP-LVm)和较高的马氏体体积分数双相钢(DP-HVm)在低应变速率和高应变速率的真应力与真塑性应变曲线如图4所示。双相钢的准静态和动态拉伸性能如表2所示。两种双相钢屈服强度Rp0.2%和抗拉强度Rm都随应变速率的增加而增加,伸长率AP有所降低。

3 讨论

3.1 动态因子

为了研究应变速率对双相钢的影响(即应变速率敏感性),引入动态因子(dynamic factor)[22,23,24]评价双相钢的应变速率敏感性。动态因子物理意义为高应变速率下与低应变速率下强度的比值。表3为较低马氏体体积分数双相钢和较高马氏体体积分数双相钢在高应变速率500s-1和2250s-1的动态因子。可知:(1)对于两种不同的双相钢,不论是屈服强度还是抗拉强度,应变速率为2250s-1的动态因子大于应变速率为500s-1的动态因子,即应变速率效应在双相钢的动态变形行为中主要起强化作用;(2)不论是屈服强度还是抗拉强度,不论是应变速率为500s-1还是2250s-1,DP-LVm双相钢的动态因子都大于DP-HVm双相钢,即马氏体体积分数越低的双相钢应变速率敏感性越大;(3)不论是应变速率为500s-1还是2250s-1,两种不同马氏体体积分数的双相钢屈服强度的动态因子都大于抗拉强度,即相比抗拉强度而言,超高强冷轧双相钢屈服强度的应变速率敏感性更大。

3.2 组织演变

图5为两种双相钢在不同应变速率下距断口不同位置的平均Feret比率。Feret比率数值是距断口距离为标距的5%,10%,15%,20%,30%,40%,50%的7个位置测量100～150个晶粒的平均值。图5中误差棒的含义表示准确值在99.7%范围内的平均Feret比率。DP-LVm和DP-HVm两种双相钢在不同应变速率水平下拉伸试样向断口断裂方向的平均Feret比率的趋势都是非线性增加的,这表明应变速率效应不是均匀分布在双相钢塑形变形区间。而且高应变速率下动态拉伸试样的平均Feret比率都远高于相应位置的静态拉伸平均Feret比率。从图5(a)和图5(b)的对比可以看出,较低马氏体体积分数双相钢在断口附近Feret比率增加的趋势更大,高应变速率500s-1和2250s-1下距断口为5%标距的Feret比率分别达到2.65和2.70。图6为较低马氏体体积分数双相钢在未发生塑性变形和高应变速率2250s-1塑性变形的组织演变。可以看出,组织中铁素体在高应变速率下发生剧烈变形,被拉长并且发生破碎;而马氏体没有发生塑形变形。铁素体发生塑形变形产生金属流动包围马氏体,在高应变速率下原始组织中的带状组织消失。

3.3 绝热温升

相比抗拉强度而言,超高强冷轧双相钢的屈服强度应变速率敏感性更大,这可以利用绝热温升理论来解释。N.D. Beynon等[22]研究了C-Mn钢和双相钢在高应变速率下绝热温升对屈服强度和抗拉强度影响。P. Sahu等[25]研究汽车用孪晶诱导塑性钢在高应变速率下绝热温升对材料的力学性能和奥氏体稳定性的影响。材料在高应变速率下发生塑性变形是一个加工硬化、应变速率强化和绝热温升引起的软化三者之间相互竞争的过程:一方面,在高应变速率下,材料瞬间塑性变形很大,导致位错密度增大,使得位错的滑移越来越困难,宏观上则表现为材料的强度增加;而另一方面,绝热温升是材料软化,位错易于滑移,材料强度降低。

高应变速率下材料发生塑性变形的绝热温升公式[16,19,20]

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式中:ρ为材料密度,取7.8g/cm3;cv为比定容热容,取0.48J/(gK);η为塑性功转成热的因数,取1;γ为真实塑性应变;τ为真实塑性流动应力。计算可得,较低马氏体体积分数双相钢(DP-LVm)和较高马氏体体积分数双相钢(DP-HVm)在应变速率为2250s-1时拉伸变形产生的绝热温升为98K和89K。绝热温升效应通过减小原子间结合力、位错胞状结构的分解、降低晶界和粒子扩散所需要的能量3种途径软化材料[19]。

因此,在低应变速率下,应变速率强化和绝热温升可以忽略不计;而在高应变速率下,应变速率强化和绝热温升效应必须同时考虑。对于两种不同的双相钢,不论是非比例延伸强度还是抗拉强度,应变速率为2250s-1的动态因子大于应变速率为500s-1的动态因子,即应变速率效应和绝热温升效应叠加后起到了强化的作用,但是两种不同马氏体体积分数的双相钢不论是应变速率为500s-1还是2250s-1,非比例延伸强度的动态因子都大于抗拉强度,即相比抗拉强度而言,超高强冷轧双相钢非比例延伸强度的应变速率敏感性更大,这是因为高应变速率下塑形变形产生绝热温升现象,弱化材料强度,降低部分应变速率强化效应。

4 结论

(1)采用分段淬火连续退火工艺,选取730℃和770℃两组临界区温度,得到铁素体晶粒尺寸大致相同,分别为3.34μm和3.18μm,而马氏体体积分数分别为31.2%和67.5%两组双相钢。

(2)通过不同马氏体体积分数双相钢在高应变速率下的动态分子分析,得出应变速率效应在双相钢的动态变形行为中主要起强化作用;马氏体体积分数越低的双相钢应变速率敏感性越大;相比抗拉强度而言,超高强冷轧双相钢屈服强度的应变速率敏感性更大。