极限承载能力范文

极限承载能力范文（精选8篇）

极限承载能力 第1篇

1 BP神经网络简介

BP神经网络是目前应用最为广泛,也是发展最为成熟的一种神经网络。如图I所示,BP网络是按层次结构构造的,包括1个输入层,1个输出层和]个(或多个)隐含层,一层内的节点(神经元)只和该层紧邻的下一层的各节点连接。学习过程由正向和反向传播2个过程组成,在正向传播过程中,输入信息从输入层经隐含层逐层处理,然后传向输出层,每一层神经元的状态只影响下一层神经元的状态;如果输出层不能得到期望的输出,则转向反向传播过程,将误差信号沿原来的连接通路返回,通过修改各层神经网络的权值,使得误差信号最小。在实际应用误差达到人们所希望的要求时,网络的学习过程就结束。实际上,BP神经网络模型把一组样本的输入输出问题变为一个非线性优化问题,可以把这种模型看成一个从输入到输出的映射,这个映射是高度非线性的。

2数学模型的建立

BP神经网络是目前使用最广泛的神经网络,理论上,具有单隐层的三层BP网络可以解决任何非线性映射问题[3]。人工挖孔桩单桩承载能力的预测,可以从影响因素到承载能力建立对应关系,将其看成是一个多维空间到多维空间的非线性函数的映射问题。

1.1 数学模型的建立

建立BP网络结构(如图1),设输入向量为X=(x1,x2,,xn)T,隐层向量为Y=(y1,y2,,ym)T,输出层向量为0=(o1,o2,,ol)T,期望输出向量为d=(d1,d2,,dl)T,输入层到隐层的权值矩阵为V=(V1,V2,Vj,Vm)T,其中列向量Vj为隐层第j个神经元对应的权向量;隐层到输出层之间的权值矩阵为W=(w1,w2,wk,wl)T,其中权值wk输出层第j个神经元对应的权向量。

对于输出层:

对于隐层:

其中:T为神经元的阀值,输出层和隐层的转移函数均采用单极性Sigmoid函数[4]:(5)

1.2 输入输出数据的处理

对于输入参数,选取的是包括桩长、桩径、入土深度、侧摩阻值加权平均值、桩端土承载力等影响混凝土单桩承载力的因素,各个数据具有不同的物理意义,而模型的输出函数为Sigmoid函数,其值为[0,1]之间,为了平衡各输入参数,使其能较好的反映各参数对混凝土桩承载力的影响程度,对输入、输出向量分别进行归一化处理。计算公式如下:

2 人工挖孔桩载荷试验与神经网络方法的比较

为了验证神经网络方法的可行性和精确程度,采用39根人工挖孔灌注桩的试桩试验资料作为神经网络系统的训练样本,见下表1,根据以上条件采用载荷试验所得到的实测值和本神经网络预测值基本吻合,只有个别桩体试验结果和预测有一定的偏差,而这种偏差对于土木工程而言是完全能够接受的。这说明,利用大量的静载荷试验资料,采用BP神经网络预测单桩承载力,具有较高的精确度和可信度(图2)。另外BP神经网络方法可以根据需要充分考虑影响单桩承载力的众多复杂因素,并且随着训练样本的增加,预测的准确度可以得到进一步的提高。

4 结束语

由于神经网络的初始权值、网络结构以及网络的学习参数、动量因子难以确定.往往是通过反复训练来确定网络的结构和各种参数.这样会导致在应用中出现过拟合问题,严重影响网络的泛化能力。极大地限制了神经网络的应用。本文通过BP算法提高神经网络的泛化能力。需要寻找合适的网络结构和网络连接权。实验结果表明,经过优化算法的BP神经网络对单桩极限承载力的预测,取得了较好的效果。该模型目前还有许多需要改进的地方(比如样本数较少等),但其结果还是令人满意的,它为建筑结构的单桩承载能力的确定提供了一个有效的新途径。

摘要：采用BP神经网络的方法,建立了基于多影响因素的单桩承载能力的预测模型。该模型采用了三层网络结构模式,输入层采用桩长、桩径、入土深度、侧摩阻值加权平均值、桩端土承载力等参数,输出层为混凝土单桩承载能力,模型的转移函数均采用单极性Sigmoid函数,对输人数据进行了归一化处理,设计并完成了混凝土单桩承载能力的载荷试验,利用试验数据对网络模型进行训练和测试,为该模型可以为试验及生产提供依据,为节约能源及保护环境提供一种有效预测方法

关键词：单桩承载力,BP神经网络,数学模型,预测

参考文献

[1] 刘勇健.遗传一神经网络的单桩竖向极限承载力的预测方法研究[J].岩土力学,2004,(1) :59-61

[2] 陈易,李文军,白金辉.L-M算法在混凝土碳化深度预测方面的应用[J].中国科技信息,2008,(17) :74-75

[3] Jianqiang Yi,Qian Wang,Dongbin Zhao,John T.Wen.BP neural network prediction-based variable-period sampling approach for networked control systems.Applied Mathematics and Computation,2007,185(2) :976-988

极限承载能力 第2篇

1钢筋混凝土基本假定

1) 平截面假定。构件在弯曲变形后截面仍保持平面, 混凝土和钢筋的应变沿截面高度符合线性分布。

2) 弹塑性体假定 (见图1) 。其应力应变关系采用完全弹塑性模型, 即取双直线形式。混凝土和钢筋的应变在规定的范围内, 应力应变关系符合虎克定律;应变超出规定的范围, 应力为规定值。即:

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式中:Ec、Es为混凝土、钢筋的材料弹性模量;ε (y) 为离换算截面重心轴的距离为y处混凝土的应变;εy′、εy为截面上缘 (受压) 、下缘 (受拉) 钢筋位置应变。

混凝土极限应变, 按现行JTG D 622004《公路钢筋混凝土及预应力混凝土桥涵设计规范》 (以下简称《规范》) 选取。当混凝土强度等级为C50及以下时, 取εcu=0.003 3;当混凝土强度等级为C80时, 取εcu=0.003 0;中间强度等级用直线插入求得 (见《规范》5.3.3) 。钢筋极限应变εsu取εsu=εsh=0.01[1]。其中, εsh为完全塑性阶段应力强化起点新对应的应变。

3) 受拉区混凝土不承受拉应力, 拉力全部由钢筋承担。

2正截面极限承载能力计算

钢筋混凝土构件的截面和配筋确定后, 其正截面极限承载能力轴力、弯矩也是唯一确定的。可以用横坐标表示轴力、纵坐标表示弯矩绘出钢筋混凝土构件的正截面极限承载能力包络曲线图 (见图2) 。该图的绘制步骤如下。

2.1轴心受压计算

按全断面轴心受压计算构件极限承载能力。N1为截面能承受的最大轴力, 相应的弯矩为M1=0 (见《规范》5.3.1) 。

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式中:φ为轴压构件稳定系数;fcd、fsd′分别为混凝土轴心抗压强度设计值及钢筋抗压强度设计值;A、As′为构件毛截面的面积、全部纵向钢筋的截面积。

当纵向钢筋配筋率>3%时, A应改用An =A-As′。

2.2求大小偏心的界限

以截面上缘混凝土压应变达到极限εcu, 截面下缘混凝土压应变=0为条件, 求截面承载能力, 大、小偏心受压的界限轴力为N2, 弯矩为M2。当轴力N1>Nj≥N2为小偏心受压 (截面内无拉应力) , 当0Nj

N2=Es (εy′As′+εyAs) +∫0hEcε (y) B (y) dy (3)

M2= [Es (εy′As′y1′-εyAsy2) +

∫0hEcε (y) B (y) ydy]/η (4)

式中:As′、As为截面上、下缘纵向钢筋的截面积;y1′、y2分别为截面上、下缘钢筋位置距离换算截面重心轴的距离;B (y) 离换算截面重心轴的距离为y处混凝土的截面宽度;η为偏心受压构件轴向力偏心距增大系数, 按《规范》5.3.10的规定计算。

2.3大偏心受压

当0Nj

1) 确定混凝土和钢筋的应变沿截面高度线性分布特性。截面上缘混凝土达极限应变εcu截面下缘钢筋达极限应变εsu求得特征受压区高度xk[见图4a) ]如果受压区高度x>xk则由截面上缘混凝土达极限应变εcu控制[见图4b) ];x

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2) 采用数值求解法可按力的平衡条件对受压区高度x进行搜索, 并可采用黄金分割法 (优选法) 搜索, 提高效率, 快速得到数值解。将受压区高度x放在截面高度的初始搜索区上限K1=h、下限K2=0的0.618处。

3) 在x=0.618 (K1-K2) 处用式 (3) 、式 (4) 计算截面轴力Nj1、弯矩Mj1。积分范围为0～x。

4) 比较Nj与Nj1。如NjNj1, 则为受压区高度x偏小, 将用搜索区下限K2=x再进行搜索。

5) 按修改的搜索区设定x=0.618 (K1-K2) , 再按步骤3) 计算截面轴力Nj1、弯矩Mj1, 最后对3) 至5) 循环直至受压区高度x的计算精度满足计算要求。

2.4小偏心受压

轴力N1>Nj≥N2为小偏心受压 (截面内无拉应力) 。在此规定的取值范围内任取一个轴向压力Nj保持不变, 并可以求相应的弯矩Mj (见图5) 。

1) 截面上缘混凝土达极限应变εcu, 对截面下缘混凝土应变ε进行搜索, 将截面下缘混凝土应变的搜索区放在上限K1=εcu、下限K2=0的0.618处。

2) 在ε=0.618 (K1-K2) 处也用式 (3) 、式 (4) 计算截面轴力Nj2, 弯矩Mj2。

3) 比较Nj与Nj2。若NjNj2, 则为下缘混凝土应变ε偏小, 将用搜索区下限K2=ε再进行搜索。

4) 按修改的搜索区设定ε=0.618 (K1-K2) , 再按步骤2) 计算截面轴力Nj2、弯矩Mj2, 最后对2) 至4) 循环直至下缘混凝土应变ε的计算精度满足计算要求。

2.5负弯矩区计算

将截面倒转180°, 截面上缘改为下缘, 截面下缘改为上缘, 按第2步 (本文第2.2节) 至第4步 (本文第2.4节) 再算1遍, 完成钢筋混凝土构件的正截面承载能力负弯矩区包络曲线图, 得到完整的钢筋混凝土构件的正截面极限承载能力包络曲线图。

3截面组成

钢筋混凝土构件的截面可由若干个梯形叠加而成, 即由梯形块组成各种形状的断面。 图6所示为T梁断面、箱形断面和空心板梁断面的梯形组合。

每个梯形块有3个数据, 即上边宽、高、下边宽。对混凝土的积分采用数值求解可用分块累加表示:

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式中:ai为分块面积。

4计算结果及应用

钢筋混凝土构件的正截面极限承载能力通过计算, 分纯弯 (纵坐标轴上的点A、G) 、轴心受压 (横坐标轴上的点D) 、小偏心受压和大偏心受压。最后用M-N包络图来表示该截面极限承载力 (见图7) 。

1) 包络图。

当荷载效应Mj和Nj的组合达到包络图上任意数值时, 截面就发生破坏。所以设计的Mj和Nj的组合必须落在包络图以内, 才能保证结构的安全。如果组合值落在包络图以外, 例如P点, 则构件将因抗力不足而破坏, 为设计不允许。

2) 截面内力标图。

用户可将该截面实际承受的内力 (轴力和弯矩) , 标到M-N相关图上, 以便检查设计内力是否允许。在窗口的右下方截面内力框内输入轴力和弯矩值后按一下“标图”键即可将此内力值 (Mj、Nj ) 用红点标到图中, 用户即可判断是否允许, 属大偏心还是小偏心。如果设计内力有多种组合, 可重复这一操作将所有设计内力组合全部标到图上进行检查。

3) 设计优化。

用户可先按标图的内力在M-N图中的位置, 估一个钢筋面积, 然后用优选法原理调整钢筋面积。这样可用较少的试算次数达到满意的结果。

5结语

经典的理论解析法应用已有百年多历史。采用解析法, 需要对各种截面形状、各种受力状态, 推导出不同的公式来计算。即便最简单的矩形截面大偏心受压, 也须求解一元三次方程;其他复杂截面得靠计算机程序采用试算法求解。

通过以上的分析计算, 可得完整的正截面极限承载能力。另外, 对荷载作用引起截面应力的验算, 可采用以“混凝土受拉区应力归零”为目标的数值迭代法[2]。该算法对各种截面形状、各种受力状态只用一种算法, 故原理明确、方法简单。该算法与本文算法都是为编写“梯形组合断面应力/强度计算” 软件而开发创立的算法。该软件自1995年推出第1版以来, 又按新规范作了升级, 使用至今, 深受大家欢迎。

参考文献

[1]张树仁, 郑绍桂, 黄侨, 等.钢筋混凝土及预应力混凝土桥梁结构设计原理[M].北京:人民交通出版社, 2004.

极限承载能力 第3篇

FRP-混凝土轴压短柱的极限承载力研究

在线性Mohr-Coulomb强度准则的基础上,提出FRP-混凝土轴压短柱极限承载力计算时的基本假定,利用极限平衡法推导了FRP-混凝土轴压短柱的`极限承载力公式,并通过与文献试验结果的比较,验证了理论公式的正确性.该结果为FRP-混凝土轴压短柱的极限承载力分析提供了一定的准则依据,对实际工程设计有一定的参考价值.

作 者：常占宏 CHANG Zhan-hong  作者单位：邢台路桥建设总公司 刊 名：上海公路 英文刊名：SHANGHAI HIGHWAYS 年，卷(期)： 2(2) 分类号：U4 关键词：FRP-混凝土柱   线性Mohr-Coulomb强度准则   极限承载力  

极限承载能力 第4篇

《混凝土结构设计规范》GB50010-2002规定, 结构在进行非线性分析时, 材料的各性能指标应取平均值。而在能力设计原理中采用的是材料超强强度, 截面的超强强度考虑了可能影响材料标准值的所有因素, 包括材料实测强度超过其规定的屈服强度, 应变强化引起钢筋强度的提高, 以及由于钢筋约束作用而引起混凝土的抗压强度提高等, 能更好的反应结构的真实情况。

混凝土核心筒是高层建筑结构中的主要抗侧力构件, 是由单片剪力墙围成的水平抗震结构体系。其横向极限承载力主要取决于剪力墙以及其之间的整体作用。因此了解剪力墙受力特点是计算混凝土核心筒极限承载力的基础。如图1所示, 在双肢剪力墙中, 当连梁的刚度和墙体的刚度比值设计合理时, 其抵抗倾覆弯矩主要由各墙肢独立抗弯和连梁抗弯共同承担, 剪力墙的弯矩平衡公式如下:

FuH=Mui+Mubj (1)

式中 Fu墙体极限承载力;

H墙体高度;

Mui墙肢极限抗倾覆弯矩;

Mubj连梁极限抗倾覆弯矩。

1材料超强强度

截面的理想强度一般用Si表示, 而考虑到材料的超强强度, 截面的超强强度一般用So表示, 他是能力设计原理的重要概念, 二者之间的关系:

So=λoSi

式中, λo为考虑组成材料超强强度而引入的超强系数。

本文主要分析混凝土核心筒基于能力设计原理的极限承载力, 材料的超强强度主要选用实测的平均值 (见表1～2) , 其中fym, fbm分别为钢筋的屈服强度和极限强度平均值, fcm, ftm为混凝土的抗压强度和抗拉强度平均值。

2连梁极限承载力的计算方法

连梁极限承载力的计算包括两方面内容, 即连梁端部超强剪力和连梁整体极限抗弯超强的计算。其中连梁端部的超强剪力, 会在相邻墙肢上产生轴向压力, 这两个轴压力会组成一对力偶 (如图2所示) , 来抵抗结构所承受的倾覆弯矩。根据连梁的跨高比不同, 连梁分为传统配筋普通连梁 (lo/h≥5) 和传统配筋深连梁 (lo/h2.5) 两种, 其中统配筋普通连梁由于跨高比较大, 主要要发生的是弯曲破坏, 而传统配筋深连由于抗弯刚度较大, 其主要发生的是剪切破坏, 两种连梁的。计算方法可参考文献[3,4,5]。

3双肢剪力墙极限承载力的计算方法

对于双肢剪力墙, 当其在地震荷载作用下, 墙肢会承受由连梁端部传来的剪力超强VEO, i, 其中一个墙肢受压, 而另一个墙则受拉。如图2所示。现以带翼缘L形单肢剪力墙组成的双肢墙为例, 说明双肢剪力墙极限承载力的计算方法。

(1) 左墙肢底部极限抗弯承载力计算 (如图3 (a) 、 (c) 所示)

G+G1-VEO+TS1+TS2+TSW=xbfcm+Ts2′ (2)

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(2) 右墙肢底部极限抗弯承载力计算 (如图3 (b) 所示)

G+VEO+G2+Ts2+TSW=xbf′fcm (5)

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4算例

试件尺寸及配筋情况见表3, 以试件CW-1为例说明计算过程:①根据文献[3,4,5]提出的计算方法, 求出筒体一面连梁的极限抗弯承载力为Mub=5Mubj=518.4kNm;②根据公式 (2) ～ (7) 计算出一面墙体的极限抗弯承载力Mub=M左+M右=751.4kNm;③计算筒体的极限抗弯承载力;④极限承载力VU=2.9X=MU/10.4=708.2kN如图4所示。

5理论分析与试验结果的对比

从表4中可以看出, 由公式计算出的筒体极限承载力与试验值较为吻合, 其误差在10%以内, 这说明利用本文所总结的计算公式能够较为准确的估算筒体的极限承载力;另一方面连梁在筒体整体抗侧能力中起到很大的作用, 如表所示, 三个试件连梁的抵抗弯矩占整个试件的50%左右, 其中CW-4能达到56.42%, 这主要是因为试件CW-4的连梁跨高比较小, 连梁抗弯刚度较大, 因此其极限抵抗弯矩也相应较大。

6结语

通过核心筒试件的计算与分析我们可得到以下两点:第一在今后钢筋混凝土核心筒试验过程中, 可以应用这套计算公式来估算试件的最大承载力, 以便初步确定试件的极限加载点;第二在计算过程中可以看出, 连梁在筒体的整体抗弯能力中起到很大作用, 因此合理的连梁设计能够有效的提高筒体的极限抗弯承载力。

摘要：在高层及超高层建筑结构中, 钢筋混凝土核心筒常被用作主要的抗测力构件, 在地震及风荷载的作用下, 混凝土核心筒承受了主要的水平剪力, 增加了结构的整体抗侧移刚度, 减少了结构的水平位移。因此在一定程度上核心筒的抗震性能好坏将直接影响整个结构的抗震性能。本文在已有的剪力墙极限承载力计算原理的基础上, 总结出混凝土核心筒基于能力设计原理的极限承载力计算方法, 并通过算例验证计算理论的正确性与可靠性。

关键词：混凝土,核心筒,极限承载力,计算方法

参考文献

[1]钱稼茹, 吕文, 方鄂华.基于位移延性的剪力墙抗震设计[J].建筑结构学报, 1999, 20 (3) :42-49.

[2]T.鲍雷, M.J.N.普里欺特利, 著, 戴瑞同, 陈世鸣, 等, 译.钢筋混凝土和砌体结构的抗震设计[M].北京:中国建筑工业出版社, 1999.

[3]JGJ3-2002, 高层建筑混凝土结构技术规程[S].

[4]王建区.基于能力原理的双肢剪力墙极限承载力分析及其弹塑性性能研究[D].广州:华南理工大学, 2005.

极限承载能力 第5篇

目前, 国内普通钢筋混凝土桥梁常用的加固方法有增大截面、粘贴钢板或碳纤维材料、体外预应力等[1], 这些方法虽然都能够解决一些问题, 但是同时存在各种不足, 其中增大截面施工难度较大, 费用较高;粘贴碳纤维材料[2]或钢板由于被动受力, 实际效果有限;而体外预应力存在受力状态不一致, 容易松弛、后期养护较为麻烦等不利因素。因此, 研究新型的加固技术, 最大程度地发挥材料性能, 工艺上简单可靠, 将是未来普通钢筋混凝土梁桥加固, 特别是T型梁桥加固的发展方向, 在我国公路桥梁加固具有巨大的需求[3]。

预应力碳纤维板为有黏结预应力, 与无黏结的体外预应力钢绞线相比, 在抑制裂缝、提高结构的抗弯承载能力方面也具有更突出的性能[4]。本文利用Midas有限元软件, 对桥梁因病害造成结构耐久性及承载能力不满足要求的桥梁, 采用体外预应力碳纤维板加固的混凝土T梁桥进行极限承载力全过程数值仿真分析。

2 工程概况

大蒲河桥右桥位于沿海路 (S364) K73+980km处, 昌黎县境内。该桥上部结构为19~20m预制混凝土T梁, 梁高130cm, 各跨由6片T梁组成, 标准跨径20m。下部结构为桩柱式墩台, 交角90°。S364省道加宽后, 在其下游新建一并行的简支板梁桥, 原桥即作为整个桥的右半幅运营。桥梁右幅宽度为:行车道9m+2×0.5m的防撞护栏, 桥梁全长380m, 桥面铺装为沥青混凝土。桥梁设计荷载为汽车-20级, 挂车-100。混凝土T梁几何尺寸如图1所示。

对T梁梁底粘贴预应力碳纤维板提高其正截面抗弯承载能力。梁底粘贴宽100mm、厚1.4mm的预应力碳纤维板, 长度16m。加固T梁为每孔2、3、4、5号T梁。

3 预应力碳纤维板施工

碳纤维板和粘贴碳纤维板配套树脂应采用与碳纤维配套的底层树脂、找平材料和浸渍树脂, 其安全性和适配性必须满足《公路桥梁加固设计规范》 (JTG/TJ22—2008) A级胶的要求, 浸渍树脂和黏结树脂采用环氧结构胶。

3.1 方案设计、锚具制造

根据本桥工况设计加固方案, 确定碳纤维板规格、张拉力、加固位置等。生产厂家根据设计方案制作碳纤维锚具, 与碳纤维板配套制成成品。

3.2 现场施工准备

准备施工所需的材料及工具根据现场条件搭建施工支架或平台。

3.3 施工工艺

加固前对梁面缺陷及裂缝进行修复处理, 对千斤顶进行标定, 锚固区定位, 混凝土梁面按照设计图纸进行切割挖槽, 在碳纤维板经过之处涂抹找平胶进行表面找平;化学锚栓打孔、植筋;安装固定端及张拉端锚固体系;安装千斤顶, 张拉碳纤维板;在碳纤维板上每隔3m处用螺栓安装固定一件压紧条。压紧条与碳纤维板接触面需涂抹黄油或塞一层橡皮垫, 以免损伤碳板;在碳纤维板表面刷涂保护层, 两端锚头防护处理。

3.4 施工要点

1) 用丙酮或酒精将碳纤维板与梁面结合的一面清理干净, 然后采用碳纤维粘贴胶均匀地涂抹在碳纤维板上, 涂抹时应中间厚两边薄, 中间涂抹厚度≥5mm, 如碳纤维板与梁间距较大, 涂抹厚度应相应增加。

2) 先在固定端安装上碳纤维板, 再在张拉安装上碳纤维板。

3) 在张拉端安装千斤顶, 确保千斤顶中心线与碳纤维板中心线重合, 用手动油泵给千斤顶加力, 为碳纤维板增加10%的应力, 使其绷直预紧。然后回油灌力归零, 再次检查整个锚固体系位置及外观结况。记录张拉锚具、千斤顶活塞等的初始位置。

4) 检查正常后开始张栓, 按照10%, 20%, 30%, 40%…90%, 100%的应力张拉。每段张拉到位后拧紧预紧锚具。保压2min, 测量并记录锚具、活塞等位移情况。检查锚固体系各部分受力情况。

5) 当位移超出千斤顶行程时, 先用锁紧螺母拧紧张拉杠杆, 记录此时的张拉力。再卸去千斤顶油泵压紧回程。然后在千斤顶与张拉装置之间垫入合适厚度的钢段, 重新用千斤顶张拉, 在张拉力达到此前张拉值时继续平稳给力张拉至规定值。

6) 当张拉力施加到100%时, 拧紧锁紧螺母, 记录数据并保压2min。观察无异常现象后卸力。拆除工具拉杆、千斤顶。如张拉杆过长可切除, 但锁紧螺母后至少留30mm。

4 持久状况承载能力极限状态验算

4.1 加固前荷载效应S、抗力效应R验算

依据对既有桥梁缺损状况、材质状况与状态参数评定, 以及实际运营荷载状况调查, 确定如下各分项检算系数:结构检算系数Z1取1.0, 耐久性恶化系数ξe取0.12, 截面折减系数ξc取0.98, 钢筋截面折减系数ξs取1, 活载影响修正系数ξq取1.2。

采用Midas Civil软件对单跨20m全桥简支T梁建立梁格杆系模型, 如图2所示, 主要荷载作用为自重、二期恒载、预加力 (新增碳纤维板预加力) 、活载、竖向梯度温度效应、支座不均匀沉降等。

持久状况下承载能力极限状态需要考虑的荷载有:自重、预加力 (新增碳纤维板预加力) 、活载、支座不均匀沉降、竖向梯度温度, 需按《公路桥涵设计通用规范》 (JTJ 160—2004) 进行荷载效应组合。

利用MIDAS计算控制截面的最不利弯矩效应值S为2330k N·m, 截面的弯矩抗力计算值R为2850k N·m。已经不能满足规范既有桥梁承载能力评定式 (1) 的要求:

式中, S为荷载效应函数;R为抗力效应函数;fd为材料强度设计值;adc为构件混凝土几何参数值;ads为构件钢筋几何参数值;γ0为结构重要性系数。

4.2 加固后抗力效应R验算

对T梁进行加固采取底面粘贴预应力碳纤维板, 张拉锚固梁端方式。

经软件计算验算控制截面不利效应弯矩值S为2330k N·m, 截面计算弯矩抗力R为3752k N·m。

满足式 (1) 既有桥梁承载能力评定要求。

4.3 加固前后T梁跨中变形对比

未对T梁加固前, 在自重和二期恒载作用下T梁1#梁跨中最大挠度为-12.59mm, 加固后挠度值为-11.43mm, 加固前3#梁跨中最大挠度为-12.31mm, 加固后挠度值为10.96mm。加固后挠度值均有所减小, 说明采用体外预应力碳纤维板加固混凝土T梁, 增大了构件的刚度, 加固后T梁跨中在自重作用下变形减小, 使构件变形得到有效的控制 (见表1) 。

5 结论

1) 采用体外预应力碳纤维板加固混凝土T梁, 增大了构件的刚度, 加固后T梁跨中在自重作用下变形减小, 使构件变形得到有效的控制。

2) 由加固后桥梁结构的内力分布得到明显改善, 桥梁承载能力得到显著提高, 满足承载力及变形要求, 达到加固设计目标。

3) 对碳纤维板加固混凝土T梁桥的极限承载力进行全过程数值仿真, 分析得出采用碳纤维板加固后的桥梁, 钢筋及混凝土应力相应减小, 改善构件的受力性能, 充分发挥了碳纤维板高强的特性, 使T梁的极限荷载及承载能力得到提高。

摘要：对承载能力不满足要求的装配式混凝土T梁桥采用外部粘贴预应力碳纤维板进行加固, 为得到加固后的装配式混凝土T梁桥的极限承载力, 利用Midas有限元软件建立了外部粘贴预应力碳纤维板加固混凝土T梁桥空间有限元计算模型, 进行了加固后装配式混凝土T梁桥极限承载力的全过程分析。研究结果表明:采用外部粘贴预应力碳纤维板对装配式混凝土T梁桥进行加固, 可以充分发挥碳纤维板的高强特性, 减小混凝土的应力, 改善混凝土T梁的受力性能, 延缓裂缝的产生;提高混凝土T梁的屈服荷载、极限荷载, 使混凝土T梁的承载能力得到提高;增大T梁的刚度, 使T梁的挠度明显减小, 变形得到有效控制。

关键词：桥梁工程,体外预应力碳纤维板,有限元法,极限承载力

参考文献

[1]蒙云, 卢波.桥梁加固与改造[M].北京:人民交通出版社, 2004.

[2]韦成龙, 朱伟清.碳纤维布加固桥梁结构的应用与研究现状及展望[J].湖南交通科技, 2008, 34 (3) :86-89.

[3]于清.FRP的特点及其在土木工程中的应用[J].哈尔滨建筑大学学报, 2000, 33 (6) :26-30.

混凝土桥梁结构极限承载力研究概况 第6篇

关于钢筋混凝土结构和构件的计算理论, 在早期是采用以弹性理论为基础的容许应力方法。当时的一些试验表明, 只要仔细地选择容许应力, 采用弹性理论也能使结构在使用荷载下表现出令人满意的性能, 而且对破坏具有足够的安全储备。经过半个多世纪实践经验的积累以及不断的实验室试验以后, 人们对结构混凝土性能的了解大大加深了, 容许应力设计方法的缺点也就变得更加明显了。这就导致对容许应力设计方法进行调整, 而设计方法应以混凝土和钢材实际非弹性性质为基础的观点也就变得更加明确了。四十年代末, 按破坏阶段的极限强度设计出现了。1956年, 美国混凝土协会 (ACI) 的钢筋混凝土设计规范和1957年英国的钢筋混凝土设计规范均已承认极限强度设计是一种可以使用的设计方法。随着理论研究的深入和实践的开展, 该理论不断发展和完善。目前, 大多数国家采用的是以概率理论为基础的极限状态设计方法。按这一方法的计算结果, 构件具有比较明确的可靠度指标。

因此, 分析桥梁结构的极限承载力, 不仅可以用于其极限设计, 而且可以了解其结构破坏形式, 准确地知道结构在给定荷载下的安全储备或超载能力, 为其安全施工和运营管理提供依据和保障。

2 极限承载力

在二十世纪五六十年代, 多用极限分析理论来研究混凝土结构的极限承载力。极限分析理论是钢筋混凝土结构非线性分析的另一类重要方法。在极限分析理论中, 不考虑材料的弹性性质和强化效应、视结构为理想刚塑性。按这个理论求解钢筋混凝土结构的极限荷载或极限荷载的界限, 十分明了而简单, 能得到与试验相符的结果, 从而可对钢筋混凝土结构的实际承载能力及其可靠性作出正确评价。因而, 这种方法在实际工程中得到了广泛的应用。但是, 极限分析理论不能像钢筋混凝土有限元分析方法那样, 得到结构从加载到破坏全过程的应力和应变状态及其发展规律、裂缝分布与发展, 从而揭示结构的薄弱部位和环节, 改进结构设计。它只能得出结构的极限荷载、应力分布区及结构在塑性极限状态下满足塑性流动法则和机动条件的破坏机构。

用传统的解析方法分析钢筋混凝土结构的非线性问题时只能解决一些非常简单的结构和构件计算问题。对于大量的钢筋混凝土结构分析问题, 只能用数值方法解决。应用数值方法, 可以帮助我们把非线性问题转化成短区间上的线性问题, 通过反复迭代和数值计算, 可以确定构件内部位移、力的反映, 从而有可能模拟实际试验的全过程。因此, 随着计算机技术的日益提高, 有限元得到广泛应用。目前分析桥梁结构极限承载力的方法很多, 但基本上都是利用有限元方法对结构进行分析, 得出结构在外力作用下结构的反应, 由此计算出结构的极限承载力。

由于有限元方法可以提供大量的结构反映信息, 因此利用有限元对结构进行分析是一种行之有效的方法。有限元分析结果的好坏, 关键是对结构进行足够准确的模拟。因此, 有限元的单元分析的好坏, 是分析结果好坏的前提。作为混凝土桥梁结构, 而钢筋混凝土是由钢筋和混凝土两种材料组成的, 两者材性互补, 充分发挥各自的优越性。对于钢筋, 在混凝土发生断裂破坏时, 钢筋还处于线弹性阶段。因此, 一般把钢筋作为线弹性材料来处理, 其结果己经足够准确。但对于混凝土材料来说复杂的多, 混凝土材料分析的关键是混凝土的本构关系和破坏准则。因此钢筋混凝土结构的非线性分析是关键所在。

3 钢筋混凝土非线性有限元

有限元法应用于钢筋混凝土结构分析始于1967年, 当时Ngo和Scordelis用二维矩形单元分析了简支梁。Ngo等人采用的仍然是线弹性理论, 而且事先确定了开裂图样, 开裂沿着各混凝土单元交界面发生。他们用这种方法研究了梁的斜向张拉裂缝、箍筋作用、骨料咬合效应及沿钢筋方向的水平劈裂。1968年Nilsson发展了Ngo等人的工作, 考虑了材料的非线性性质, 粘结的非线性性质。他采用的是矩形单元。在裂缝处理方面, Nilsson的程序中一旦混凝土开裂便中止求解, 需重新定义开裂以后的结构并再次输入新的几何布局信息, 然后重新加载。Franklin于1970年发展了弥散裂缝的方法, 裂缝形成以后应力自动重新分布, 这样在整个加载过程中运算是可以连续进行的。这一方法为有限元分析实际钢筋混凝土结构提供了有力的工具, 获得了广泛的应用。Zienkiewiez领导的研究小组将等参单元用于钢筋和混凝土的组合单元, 并提出了一个适合于混凝土的屈服准则。随之, 非线性理论和应用都有了长足的进展。而其中混凝土本构关系的数学模型模拟钢筋混凝土结构关键, 混凝土本构关系是指混凝土在多种荷载作用下的应力应变关系的某种表达式。不少学者在己有的连续介质力学的各种理论框架之下, 结合混凝土的材料特性, 构造出形形色色的混凝土本构模型, 而究其本质, 大体上考虑受压手拉混凝土应力应变模型。

3.1 受压混凝土应力应变曲线

不少研究人员为了准确地拟合混凝土的受压应力应变试验曲线, 提出了多种数学函数形式的曲线方程, 如多项式、指数式、三角函数和有理分式等。对于曲线的上升和下降段, 有的用统一的方程, 有的则给出了分段形式的方程。其中比较有代表性的几种曲线方程的形式叙述如下,

3.1.1 Hognestad的表达式

这是美国学者Hognestad于1951年提出的, 是目前世界上应用最广泛的曲线之一。Hognestad建议了上升段和下降段分别的方程, 形式简单, 深受工程师们的欢迎,

上升段, 0εε0

下降段, ε0εεu

其中, ε0, εu分别是混凝土峰值时, 极限时的应变。

3.1.2 Saenz的表达式

1964年Saenz提出了一个应力应变曲线公式,

其中, 是混凝土峰值时应变, 是混凝土峰值时割线弹性模量。这一公式能很好地反映混凝土的应力应变曲线。

3.1.3 Kent和Park的表达式

Kent和Park提出了受矩形箍筋约束混凝土的应力应变曲线段 (三段曲线组成) ,

第一段, 0ε0.002

第二段, 0.002εε20c

第三段, ε≥ε20c

ε20c是箍筋约束混凝土压力下降到20%水平时候的应变, ε50u是无约束混凝土压力下降到50%水平时候的应变, ε50h是箍筋约束混凝土压力下降到50%水平时候的应变, ρs是横向钢筋的体积与箍筋内混凝土核心体积之比;b是箍筋内混凝土核心宽度;Sh是箍筋间距。

3.2 受拉混凝土应力应变曲线

混凝土的受拉应力应变关系的全曲线和受压全曲线一样是光滑的单峰曲线, 只是曲线更加陡峭, 以及下降段与横坐标有交点。在钢筋混凝土结构的非线性分析中, 考虑混凝土受拉作用对其影响, 可采用各种简化的应力应变关系。

3.2.1 双折线模型

Hilerborg提出了一个双折线模型

上升段, 0εεt

下降段, εtεεu

其中, εt, εu分别是混凝土峰值时, 极限时的应变;ft是混凝土峰值拉应力。

3.2.2 三折线模型

Madu提出了下降段用双折线表示的三折线模型,

上升段, 0εεt

下降段, εtεε1

下降段, ε1εεu

其中, εt, ε1, εu分别是混凝土的应变 (0.0001, 0.00015和0.0005)

4 混凝土裂缝模型

目前混凝土裂缝模型主要有三种类型离散裂缝模型, 是早期阶段研究常用的模型, 它假定裂缝是单独的, 发生在各单元边界之间, 这种方法的缺点是在计算过程中要不断改变几何模型的几何布局分布裂缝模型, 它假定开裂混凝土还保持某种连续性, 按正交各向异性材料处理, 这种模型的优点是裂缝可以随机生成, 缺点是不能计算裂缝宽度断裂力学模型, 主要研究已经出现裂缝的混凝土, 其裂缝开展和失稳规律, 目前仅限于单一裂缝的处理。

尽管钢筋混凝土非线性有限元方法在理论方面取得了一些长足进展。但是仍有一些问题需要深入研究解决, 这主要表现在以下几个方面混凝土的本构关系, 由于混凝土在复杂应力状态下的实验数据还不够充分, 加上试验方法不同, 混凝土材料性质在很大幅度内波动, 所以己有的本构关系模型对同一种结构计算结果差别较大, 说明本构关系模型, 特别是三维本构关系尚待进一步完善。

5 结论

通过对普通钢筋混凝土桥梁结构进行非线性有限元分析, 可以得出从加载到破坏过程中桥梁结构的破坏性能以及各种材料的应力状态的变化。通过对计算结果的分析, 可以进一步揭示钢筋混凝土桥梁结构的破坏机理、破坏过程和破坏方式, 加深对钢筋混凝土桥梁结构的力学性能认识, 并为工程技术人员进行计算机辅助设计提供参考数据, 也可以为进一步分析桥梁结构提供一种思路和方法。

摘要：桥梁结构的极限承载力是指桥梁承受外荷载的最大能力, 是对应于结构构件达到最大承载能力、疲劳破坏或不适宜于继续承载的变形的状态。本文就桥梁结构的混凝土本构关系进行了总结, 对受压和手拉的模型进行了归纳, 为桥梁结构设计与施工提供一定参考。

关键词：桥梁结构,极限承载力,非线性有限元,钢筋混凝土结构

参考文献

[1]J江见鲸著, 钢筋混凝土结构非线性有限元分析[M], 北京陕西科学技术出版社, 1994.

[2]过镇海.钢筋混凝土原理[M].北京:清华大学出版社.1999.

[3]Hognestad E.Concrete stress distribution in ultimate strengthdesign[J], ACI, Dec.1955.

支盘桩极限承载力预测方法的比较 第7篇

目前,对单桩极限承载力的确定,仍应根据规范通过现场静载荷试验确定。但是实际工程中由于静载荷试验要耗费大量的试桩费用和时间以及受试验终止条件等限制,在工程实践中往往未能将试桩压至破坏,从而给单桩竖向极限承载力的评价和确定增加了困难。因此,如何根据未达到极限荷载的单桩实测Q-s曲线,借助数学的方法推求单桩极限承载力,成了广大岩土工作者关心的课题。对此,国内外学者进行了大量研究,提出了多种数学模型预测方法如二次趋势曲线法[1]、双曲线法[2]、调整双曲线法[3]、指数曲线法[4,5]、灰色GM(1,1)预测法[6]等,它们均属于曲线拟合法,因其简单直观,且计算结果往往令人满意,因此在实际中运用较广。

挤扩支盘桩是从普通混凝土灌注桩衍生出来的一种新型变截面桩。与普通桩相比,它能够大幅度提高单桩承载力,在地下结构的基础设计中已经有着广泛的应用[7]。然而,挤扩支盘桩因其受力性状复杂,目前对其试桩极限承载力预测方面的研究内容尚不多见。前述几种常用于直杆桩的曲线拟合法是否再适用于支盘桩的极限承载力预估,用这些曲线拟合法预测的结果究竟是否可靠,都不得而知。因此,这方面的研究显得具有十分重要的现实意义。为此,本文结合笔者收集的支盘桩试桩资料,对几种常用的曲线拟合法和灰色GM(1,1)预测法进行初步的计算比较分析,以探讨各曲线拟合实际试桩资料的适应性情况。

1 常见的承载力预估方法

1.1 双曲线法

双曲线法由马来西亚Chin Fung Kee提出,其根据试验研究成果假定桩的Q-S曲线为双曲线,即[2]

则极限承载力为

式中,a、b均为待定参数,求出后由式(2)可得到单桩理论极限承载力。

1.2 调整双曲线法

调整双曲线法的方程为[3]

式(3)中,a、b、c均为待定参数;sm-1为倒数第二级荷载下的实测桩顶累计沉降量。s∞时,Q趋于1/a,为单桩理论极限承载力。

1.3 指数曲线法

指数曲线法是在荷兰学者Van der Veen提出的指数形式方程的基础上而增加一个模型参数后形成的一种曲线拟合法,其方程形式为[5]

式(4)中,Qu为当s∞时的理论极限承载力,a、b均为待定参数。这样,共有3个未确定参数。

1.4 二次趋势曲线法

二次趋势曲线法函数表达式为[1]

式(5)中:a、b、c为模型待定参数。取式(5)的极值,令:ddQs=0,解得s=s0,则Qu=Q(s0),即得到理论极限承载力Qu。

1.5 GM(1,1)预测法

由静载荷实验得到的Q-s曲线一般具有灰色指数特征,若把沉降s看作广义时间,则可建立荷载的一阶动态微分方程。设累计施加的荷载序列为{Q(1)(k)|k=1,2,,n}、累计沉降序列为{s(1)(k)|k=1,2,,n},则按照灰色系统的建模方法,可以得到一个一阶线性动态微分方程,记为GM(1,1),即

式(6)中,a为发展系数;b为灰作用量。

解方程式(6)可得用于单桩沉降预测的离散时间响应式为

式(7)中,^Q(1)(k)为第k级桩顶荷载的预测值。当s∞时,^Q(1)(k)b/a,即单桩的理论极限荷载预测值为Qu=b/a。

2 模型参数确定方法

上述几种模型的理论极限承载力Qu及待定参数a、b、c可根据单桩的m对试桩实测数据{Qi,si},利用最小二乘法原理,建立实测Qi与理论计算值^Qi的残差平方和最小化函数,即构建式(8)使得函数f达到最小时所计算出的Qu、a、b、c值即为所求待定参数

式(8)所示问题为一个优化问题,可采用优化算法确定。

单桩的理论极限承载力Qu的求法是假定沉降s趋于无穷大时对应的荷载。对工程应用而言,宜根据拟合曲线推定的桩顶沉降为40 mm时所对应的承载力Q40为确定的单桩极限承载力。

3 实例计算分析

以武汉动力市场大厦工程[7]为例,该工程地上17层,地下一层。基础试桩为挤扩支盘桩,主桩径为0.62 m,承力盘直径1.4 m,4个承力盘,有效桩长31 m,混凝土标号C30。

现根据1#和3#试桩静载荷试验实测数据{Qi,si}确定各模型的理论极限承载力Qu、参数a、b、c值及其它指标见表1所示。利用表1中各模型参数可以根据各曲线预估法确定理论预测值^Qi,结果见表2和表3,并可计算出桩顶沉降为40 mm时所对应的承载力Q40值及其它指标情况。由表1可见,对1#试桩,双曲线法与实测结果偏差最大,其计算荷载与实测荷载的累计残差平方和高于106,而指数曲线法与实测结果偏差最小,GM(1,1)预测法次之;对于3#试桩,与实测结果偏差最大的仍然是双曲线法,而调整双曲线法与实测结果偏差最小,指数曲线法次之。从拟合相关指数r来看,指数曲线法、调整双曲线法及GM(1,1)预测法对于1#和3#试桩均达到了0.99以上,均高于双曲线法的拟合相关指数;且由表中平均相对误差e可知,这三种方法均好于双曲线法和二次趋势预测法。

注:表中二次趋势曲线法数据来源于文献[1],表2和表3同。

为便于进一步比较,可绘制出各方法计算1#和3#试桩的Q-s曲线,分别如图1、图2。可见,各方法计算的Q-s曲线后期部分均落在了实测Q-s数据点的内侧,说明各方法预测的结果是偏于安全的。其中双曲线法预测结果最为保守,其它四种方法计算所得Q-s曲线后期趋势较为一致,与实测数据较为吻合。这里需要特别指出的是,对于3#试桩,双曲线法拟合计算所得整体Q-s曲线偏离实测数据点值较远,已难以反应Q-s曲线的整体发展趋势。可见,由于支盘桩受力性状的复杂性,适用于直杆桩承载力预估的双曲线法有时并不适用于支盘桩承载力预估。因此,双曲线法用于支盘桩试桩实测数据拟合计算时应慎用。而其它四种方法在实际应用中表现出了相对灵活性高和适应性强的特点。

通过比较发现,指数曲线法和GM(1,1)预测法拟合实测数据情况近于一致,这是因为GM(1,1)预测模型实际上隐含着指数特征,它有着与指数方程较为一致的指数增长趋势。

4 结论

(1)对几种曲线拟合法用于支盘桩单桩静载荷试验数据进行拟合计算,结果显示,对于支盘桩,由于其受力性状复杂,双曲线法有时效果不理想;指数曲线法、调整双曲线法及GM(1,1)预测法相对比较适用。

(2)各曲线拟合预估法作为辅助方法,均以假定的Q-s曲线为某一方程式,然后通过数学外推方式判定单桩极限承载力,使用时对于实际工程都有一定的风险,不易评价哪种方法具有绝对优势。因此,应避免单独采用某种方法判定单桩极限承载力,而应合理计算并综合比较多种方法选择较优者加以推定。

摘要：为探讨曲线拟合法用于挤扩支盘桩单桩极限承载力预估的适应性,将双曲线法、调整双曲线法、二次趋势预测法、指数曲线法及灰色GM(1,1)预测法5种预估方法应用于实际工程的试桩Q-s数据拟合计算中。结果表明,双曲线法计算结果有时偏差较大;指数曲线法、灰色GM(1,1)预测法及调整双曲线法的计算结果较为一致,与实测数据较为吻合且偏于安全,这三种方法具有较好的适应性,可供工程应用参考。

关键词：挤扩支盘桩,单桩极限承载力,曲线拟合法

参考文献

[1]杨群.支盘桩试桩极限承载力的二次趋势曲线预估法.科学技术与工程,2009;9(14):4230—4233

[2]谢耀峰,吴芳银,王云球.试桩未达极限状态时桩的极限承载力预测.水运工程,2002;(9):5—8

[3]赵明华,胡志清.预估试桩极限承载力的调整双曲线法.建筑结构,1995;(3):47—52.

[4]许小健,钱德玲,黄小平.差异演化算法用于单桩承载力指数曲线模型优化.岩土工程学报,2009;31(2):265—270

[5]张怡权,夏柏如.多分支承力盘桩单桩竖向静载荷试验极限承载力的判定.探矿工程,2000;(5):27—28

[6]赵岚,王国体,许小健.微分进化算法在单桩极限承载力灰色优化预测中的应用.合肥工业大学学报(自然科学版),2009;32(2):245—248

极限承载能力 第8篇

关键词：门式支模架,极限承载力,试验研究

本组试验在中南大学土木建筑学院实验室内完成。

本次门式钢管脚手架结构的性能试验采用的是湖南金峰金属构件有限公司生产的MF1017型门架。门架立杆外径平均值为42.22 mm、管厚均值为2.54 mm、截面面积均值为316.63 mm2。交叉支撑为25 mm×25 mm×3 mm的角钢。其主要尺寸如图1～图3所示。

1 加载装置

本试验采用简支体系和轴向力体系相结合的自平衡加载方式。试验采用油压千斤顶施加竖向荷载,通过力传感器准确施加荷载。为便于观测分析,采用分级加载的方式,千斤顶在200 kN以下时每级加荷40 kN,200 kN以上时每级加荷20 kN。

2 量测装置

1)立杆的底部位置布置电阻应变片以跟踪立杆在加荷过程中的应力变化。2)在脚手架结构的部分立杆布置百分表测量脚手架在受荷过程中的水平变形情况。采用数据采集系统对加荷试验中的数据进行实时采集。

3 试验结果和分析

通过试验,得出杆件屈曲情况记录、极限承载力、应变测点记录值、位移测点记录值(见表1～表3)。从门架整体破坏后的大致形状看,每一榀门架钢管变形大致趋同。四层以上门架的最大变形出现在支模架的中间层。

从表1中可以看出:1)支模架的搭设高度对承载力有明显的影响。表1中显示出每榀极限荷载随层高递减的趋势。2)交叉支撑对承载力的贡献特别显著。双排五跨四层、双排五跨六层、双排五跨八层三种搭设方式中,有交叉支撑与不设交叉支撑的情况比较,承载力分别提高30.0%,52.9%,49.8%。3)水平加固杆的连接位置对承载力也有较大影响。序号1～5试验的水平加固杆扣接在门架立杆上,序号6～10试验的水平加固杆扣接在门架横杆上。由于水平加固杆连接位置的不同,试验7,9的承载力反而稍大于试验5的承载力。4)剪刀撑对承载力也有较明显的影响,试验10比试验4～9的剪刀撑设置的较少,因而试验10与试验9相比较,每榀门架承载力减少了8.5 kN。

钢管的材料为Q235钢,屈服强度fy=-235 MPa,弹性模量E=206 GPa,屈服应变εy=fy/E=-1 141 με。表2应变值中,设有交叉支撑的试验1,2,3,5,7,9,10底部门架钢管应变超过了屈服应变值。没有设交叉支撑的4,6,8在接近破坏时尚未达到屈服应变值。通过试验现场观测和数据分析,可以判断门架体系在设有交叉支撑时出现局部屈曲失稳破坏,而不设交叉支撑的门架体系出现整体失稳破坏,显然前者的承载力较高。这证明了交叉支撑的设置可以减小门架钢管的计算长度,从而反映在支模架承载力的提高上。

mm

位移测点布置在门架体系的立面上,反映的是测点处门架的平面内位移。从表3数据看出,门架的平面内变形很小。通过现场观测和数据分析,证明了支模架体系中门架的平面内刚度较大,支模架的最终破坏是由于门架的平面外失稳所致。

4结语

本文对影响门式支模架承载能力的几个因素进行了定性分析。证明了剪刀撑、交叉支撑的设置对极限承载力的有利影响,同时得出水平加固杆扣接在门架横杆上对支模架承载力更为有利、支模架破坏时的方向为门架平面外。

对于整个试验数据的定量分析、支模架承载力计算方法的探讨,还有待进一步研究。

参考文献