受力研究

受力研究（精选十篇）

受力研究 篇1

关键词：弹性支座梁,受力性能,实验研究

0前言

用实验的方法研究弹性支座梁计算模型的正确性,并且确定弹性支座梁实验结构的极限荷载及正常使用荷载。本文通过实际的槽钢和螺栓杆测定弹性支座梁的受力特性。

1实验设计

本实验用槽钢作为梁,用两根不同直径和长度的螺栓杆做为弹性支座。两根螺栓杆固定于现有的实验装置上,并与下边的梁通过打孔连接。梁中点处有一固定支座。具体实验操作及实验装置图见图1。

1.1 实验装置

采用长6 m的[10的钢梁,在钢梁两端1.5 m处打孔,并与螺栓杆连接;弹性支座分别采用Φ4,Φ6,Φ10的螺栓杆模拟;采用三个位移计,设置三个观测点,分别记录梁在每级荷载下的竖向位移。加载试块,每块12kg用来施加荷载,两边对称加载,分十二级加载;支座,弹性支座梁中点处的支座;加载篮,盛放加载试块,具体装置见图2～3。

1.2 加载设计

为了更好的测试弹性支座梁在竖向荷载作用下的位移。将实验数据与理论模型计算结果相比较,来确定弹性支座梁计算模型的正确性。我们选择在距中点750 mm处对称分级加载,每次每边12 kg分十二级加载。具体位置加载点见加载图,如图4所示。

(1)加载图设计。

(2)加载制度设计。

加载的过成中,要始终保持弹性支座梁的稳定,防止在加载过程中产生的震动,使位移计的读数不准确。加载时两边要对称,同时加载。

1.3 观测设计

在支座与螺杆之间会产生较大变形。因此,我们把观测点设在距跨中1 m处设为观测点。另外两个观测点设在螺杆处。由于位移计数量有限,所以我们只测了如图4加载图所设计的三个测试点,并准确记录位移计在每级荷载下的数据。在采用位移计量测试之前应先对位移计进行设定。

2实验实施

2.1 模型组装

①支座安装就位,把槽型钢梁放在支座上;②把两根螺栓杆的上端分别于刚度较大的钢梁相连接,下端与弹性支座梁连接;③吊篮安装就位;④位移计安装就位。

2.2 加 载

两边对称分级加载,每级每边 12 kg用来施加荷载,分十二级加载。

2.3 观测并记录数据

每次加载后,待位仪表稳定后记录数据(见表1)。

3实验理论计算

图5为简化模型是一次超静定弹性支座梁。把固定支座处换做X,根据力法计算一次超静定,求出X。求出X后,结构可以简化为静定的弹性支座梁的计算。从而求出该弹性支座梁的位移。计算如下:在这次试验中,我们选取的螺杆是,左边螺杆为Φ4,长度为1 550 mm,右边螺杆为Φ6长度为1 700 mm。根据公式k=EA/l计算出螺杆的刚度。Φ4的刚度K1=1.7×103N/mm,Φ6的刚度K2=3.49×103N/mm,L=3000mm。

基本体系的选取:

各自的弯矩图:

列平衡方程:

根据力法列平衡方程,该弹性支座的位移包括两部分,弹性支座的变形和外力引起的变形。

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解得:undefined

左边弹性支座的位移,即1号测点的位移:undefined

右边弹性支座的位移,即3号测点的位移:undefined

距右边弹性支座500 mm处,即2号测点的位移:

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经计算得出各点的理论计算位移,见表2。

4实验分析

4.1 数据处理

弹性支座梁的实验数据与理论数据的比较见图6。

4.2 实验结果分析

从图6的位移分析中我们可以看出,我们的实测值要大于理论计算的值。2点的位移最大,且试验与理论接近程度最高。1,3点与实际试验结构有点差距。无论理论和实验1点的位移都大于3点的位移。从而验证了弹性支座梁计算模型的正确性。产生误差的原因归为:①因为我们的钢梁和螺杆是重复做试验的,本身就存在了一定的变形;②在实验装置安装够成中存在一些安装固定问题;③实验加载时还有一些附加物造成误差的产生;④位仪表数由于实验装置不稳定就读数和人为读数的差异;⑤理论计算过程一些材料特性的取值以及简化计算时的误差。

5结论

(1)实验所测数据大于理论计算的值。

(2)通过实验研究,验证了弹性支座梁计算模型的正确性。

(3)确定了弹性支座梁实验结构的极限荷载及正常使用荷载。

参考文献

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[2]朱先奎.变截面连续梁问题的混合解法[J].建筑结构,1996,(6).

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[4]孙强,陆守香.火灾环境下具有弹性支座钢构件的稳定性能[J].中国安全科学学报,2004,(2).

受力研究 篇2

【摘 要】 以南京地铁区间盾构隧道为研究背景，通过大比例模型试验，对盾构隧道管片三种拼装方式的受力特征进行了深入研究。研究结果表明，拼装方式对管片受力特征有很大的影响，并提出了合理的管片拼装方式。

【关键词】 盾构隧道模型试验 管片拼装 通缝错缝

1前言

盾构法隧道衬砌结构是由若干弧形的管片拼装成环，然后每环之间逐一连接而成的，管片与管片、环与环之间通过螺栓或其他方式连接。管片的拼装力式有通缝和错缝两种。所有衬砌环的纵缝呈一直线的情况称之为通缝拼装;相邻两环间纵缝相互错开的情况称之为错缝拼装。不同的拼装方式必将对管片的受力特征有重大的影响。为探明在南京地区特定的地质条件下，不同管片拼装方式对管片受力特征的影响以及合理的管片拼装方式等问题，作者以南京地铁区间盾构隧道为研究背景，进行了考虑隧道与土体相互作用性的大比例尺模型试验研究。

2试验概况

2.1试验原型

隧道采用单层装配式钢筋混凝土管片衬砌，隧道内径5 500mm，管片厚350mm，宽1 200mm。

衬砌环分为6块，下部三块标准块的圆心角为67.5度，两邻接块的`圆心角为68.0度，割顶块的圆心角为

11.5度。纵向接头16处，按22.5度等角度布置。分块图见图1。

图1 原型管片衬砌分块图

2.2相似材料

试验以几何相似比Cl=12和容重相似比Cr=1为基础相似比，其他物理力学参数根据相似理论推围岩均采用特定比例的重晶石粉、石英砂、松香和凡士林的热融混合物模拟。这些混合材料在化学反应结束后，基本不受温度和湿度的影响，以高压方法加压成型，围岩模型和原型物理力学参数见1表管片混凝土采用水膏比为1：1.50的特种石膏材料，通过预制加工现场安装的方法模拟，力学指标以石膏终凝时的实验值为准，管片混凝土原型与模型的力学参数见表2;管片混凝土环向主筋的相似材料采用直径1.2miil的铁质材料通过原型与模型的等效抗弯日渡EA模拟。

表1 围岩模型和原型物理力学参数

全部试验在专门制作的台架式钢板试验模型槽内进行。试验模型槽用两组180工字钢对模型槽前后进行约束，其尺寸为2.8mxl.2mx0.2m，试体尺寸为0.517mx0.517mx0.200m，试验装置见图

2。试验时，将预先拼装好的模型管片埋人横向宽度为2.8m的地层相似材料中，管片的上部覆土深度为20Cm，下部深度为95cm，然后在相似材料的上面加上底部宽度为20cm的承载梁。在承载梁的上面用加载系统分级加载。加载至管片结构完全破坏。

2.4试验量测项目及方法

(1)管片内力

以11.25度为单位在管片周边典型位置布置测点，采用在管片内、外侧对称布设环向电阻应变片方式测读内外侧应变值，以此获得内外侧的应变后计算出管片的截面内力。一环管片总共布置了32个测点。

(2)管片环周边径向位移

以45度为单位在管片周边典型位置布置测点，用千分之一精度的差动变压器式位移计进行量测。一环管片总共布置了8个测点。

(3)围岩与管片间接触压力

以45度为单位在管片周边典型位置布置测点，用精密土压力盒量测围岩与管片间的接触压力。一环管片总共布置了8个测点。

(4)测点布置

各次试验的测点布置见图3。

2.5 试验系列

根据试验要求和试验的具体条件，在相同条件下按三种不同拼装方式进行试验。试验拼装方式见表4

3 试验结果整理与分析

试验结果包括管片内力、管片环周边径向位移和围岩与管片间的接触压力。所有结果都是试验值通过相似关系换算得到的原型值。将部分结果列于图4-图9。

根据试验结果可以得出如下分析：错缝拼装结构的轴力分布与通缝拼装大致相似，但有突变点出现，局部位置轴力有所降低：错缝45度管片最大轴力大于错缝22.5度管片最大轴力;错缝拼装结构中弯矩分布与通缝拼装大致相似，但也有突变点出现，局部位置弯矩略大于通缝拼装结构，45度大弯矩大于错缝22.5度管片的最大弯矩;通缝拼装结构位移量要稍大于错缝拼装结构，但增幅不大，45度错缝管片位移量小于22.5度错缝管片位移量;通缝拼装管片与周围土体压力呈对称分布，最大土压力小于错缝拼装，45度错缝拼装最大土压力最大，22.5度错缝错缝拼装时，所受土压力变化大。

4 结论

(1)在相同条件下，错缝式拼装结构中的内力分布总体规律与通缝式拼装结构大致相似，但有突变点出现，局部位置的弯矩略大于通缝式拼装结构，而相应轴力有所降低。

(2)在相同条件下，通缝式拼装结构的位移量值要稍大于错缝式拼装结构，但绝对值增幅不大。

受力研究 篇3

关键词：竹集成材；腹板开孔；工字梁；受力性能；破坏机理；费氏空腹桁架理论

中图分类号：TU366.1 文献标识码：A

文章编号：1674-2974（2015）11-0111-08

竹集成材[1-2]是将速生毛竹加工成定宽、定厚的竹条，干燥至含水率低于12%，经蒸煮、炭化等工序，再通过胶黏剂将竹片同方向胶合成任意长度、任意截面的型材，具有比木材更加卓越的物理力学性能，极大改善了原竹材吸水膨胀系数大、易干裂和易形变的缺点[3-4].文献[5-8]对矩形截面的竹集成材梁受力性能进行了系统深入的研究，但未对开洞竹梁展开研究.OSB板（又称欧松板、定向刨花板）通常以间伐材、小径材为原料，沿顺纹向刨切成一定规格的木片刨花，在高温高压下定向排列压制而成，被广泛用作覆面板和木工字梁的腹板，相比木胶合板和华夫板而言，OSB板具有更高的性价比.竹木工字梁[9]是以胶黏剂、钉子等剪力连接件将OSB腹板和竹集成材翼缘连接为一个整体而共同工作的受力构件，充分发挥了欧松板和竹集成材各自的优点，具有显著的经济效益和生态效益.

为改变以往在梁底布设管道支架安放水管、通风管及电线等设施，需在梁腹板开凿孔洞，从而获得更大的房屋净高和降低造价.孔洞削弱了梁的有效截面并改变了应力在腹板中的传递路径[10]，使得梁的承载力和刚度较实腹梁有所降低，腹板内的应力分布、挠度变化亦不再完全符合传统弯曲理论.目前，国内外关于竹木开孔工字梁的试验研究还未广泛开展，GB50005-2003《木结构设计规范》和GB/T28985-2012《建筑结构用木工字梁》中尚无开孔梁的相关条文，这也是当前竹木工字梁推广应用中亟待解决的难题.

腹板开洞会对开孔梁的抗剪强度、抗剪稳定性和变形性能等带来不利的影响.Zhu等[11]认为孔洞削弱了腹板截面的连续性，开孔区段成为木工字梁新的薄弱部位，裂缝首先从孔洞四周开展，当裂缝到达翼缘后，翼缘发生断裂，梁随即丧失承载力，破坏具有很大的突然性.开洞木梁的初始开裂荷载与洞口大小和位置比较敏感.蔡健[12]和黄泰赟[13]等对腹板开圆孔和腹板开矩形孔的钢筋混凝土梁进行了试验研究，研究表明孔径是影响开孔梁受力性能的主要因素.随着孔径的增大，开孔梁挠度加大但增幅较小，试件的抗剪承载力随孔径加大呈直线下降趋势，当孔径大于0.4倍梁高后下降的幅度尤为显著.Morrissey等[14]通过有限元软件定量分析了洞口面积和位置对梁整体刚度的影响及洞口边缘处的应力分布情况.对开洞率及开洞位置相同的梁而言，开设方洞的梁极限荷载略比开圆洞的梁低10%，这主要是因为方洞口角部产生了应力集中，降低了梁腹板的整体受力性能.

本文对28根腹板开孔的竹木工字梁在单调荷载作用下的破坏特征、挠曲性能、承载能力等进行试验研究，分析这种新型开孔梁的力学特性，并基于费氏空腹桁架理论推导出开孔梁的承载力计算公式，以期为该开孔梁的实际应用奠定基础.

1 试件概况

1.1 材料性能

腹板材料为9.5 mm厚的加拿大Tolko牌OSB板，依据LY/T 1580-2010《定向刨花板》测得其抗拉极限强度（斜纹）、抗压极限强度（斜纹）、抗剪强度和弹性模量平均值分别为9.4 MPa，14.2 MPa，8.1 MPa和3 560 MPa，含水率为4.7%，密度为610 kg/m3.翼缘为原产于湖南省益阳市的4～6年生，且胸径为90～110 mm的毛竹为原料，并委托东莞桃花江竹业公司加工成截面尺寸为25 mm×35 mm和30 mm×35 mm的竹集成材，并严格控制含水率不大于12%.依据GB/T 26899-2011《结构用集成材》实测得静曲强度为61.2 MPa，弹性模量为10.2 GPa，密度为880 kg/m3，含水率为10.3%.加工试件所用胶为盐城壹加壹电子材料有限公司生产的环氧树脂系列木材胶粘剂，型号为YY5016，其钢钢剪切强度为22 MPa，初步固化时间为3～5 h，完全固化时间为24～48 h，固化时间取决于粘胶温度.

1.2 试件设计

首先将OSB板和竹集成材翼缘胶结成整体，涂胶量为500 g/m2，再以2.8 mm×40 mm钉子分别从翼缘两侧钉入，钉尖进入另一侧翼缘，钉间距为100 mm.梁高为240 mm和300 mm的试件支座处和跨中处设置25 mm×35 mm×150 mm和25 mm×35 mm×210 mm的加劲肋，加劲肋一端紧靠承受集中力一侧翼缘，另一端与翼缘预留5 mm的缝隙，加劲肋与腹板间通过3枚60 mm长钉子连接.试验时的温度约为20～27 ℃，相对湿度为45%～55%.试验设计了28根腹板左侧开圆孔或方孔的竹木工字梁试件和2根腹板未开洞梁，根据孔洞形状、孔洞尺寸和孔间净距划分为5组，如图1所示.其中，图1（a）为对比试件24I1和30I1，图1（b），（c），（d）和（e）分别为24CI1～24CI4和30CI1～30CI4，24SI1～24SI4和30SI1～30SI6，30CI5～30CI9，24SI5～24SI9.

图1（b）和图1（c）主要考察试件左侧开洞形状和开洞尺寸对竹木工字梁受力性能的影响.而图1（d）和（e）则是考察开圆孔间净距和方孔净距的影响.试件全长L=2 440 mm，支座间实际跨度为2 000 mm，具体参数见表1.

1.3 加载方案和测点布置

试件均为简支，一端固定铰支座，另一端为滚动支座.采用跨中单点单调加载模式，竖向荷载由杭州邦威电液伺服加载系统的作动器提供，在作动器与试件间放置一块刚度足够大的钢垫板，从而避免试件上翼缘局部承压破坏.试验加载程序参照《木结构试验方法标准》GB/T 50329-2012.试验中主要量测的内容包括，支座沉降值、跨中挠度值、洞口周边的应变值、试件极限荷载值，所测数据均由TDS-530静态数据系统自动采集，采样频率为10 Hz.加载全程为位移控制，试件跨中挠度不大于8 mm时的加载速度为2.0 mm/min，之后降至1.0 mm/min，持续加载至试件破坏，持荷时间为8～15 min.为消除系统误差和检验测试仪器是否工作正常，在正式加载前需对试件进行预加载.

为详细记录试验全程试件的竖向变形情况和应变分布规律，在两端支座顶及梁跨中共布置3个激光位移计，并在孔洞边缘按照逆时针等距粘贴应变片，编号依次标记为1#～8#.

2 试验结果及分析

2.1 破坏形态与机理分析

对比试件24I1和30I1的腹板未开设孔洞，在加载初期时，试件表现出良好的组合作用.随着荷载的增加，试件开始发生扭转并渐趋明显，当竖向荷载达到0.7P.u（P.u为极限荷载值）时，翼缘内的OSB板发生层裂，并伴随着巨大的劈裂声响.随着荷载的增加，OSB板裂缝不断加宽并逐渐发展成通长裂缝，部分钉子被拔出或剪断.试件破坏时有明显的竖向变形，试件达到极限强度后迅速丧失承载力.从破坏形态上看，对比试件的破坏始于梁整体扭转和翼缘内的OSB层裂，破坏时腹板和竹集成材翼缘无明显可见破坏.

腹板开孔梁试件在试验过程中，从受力情形来看具有类似的特征.以方洞梁为例，加载初期，洞口均为正方形洞口，随着试件承受的竖向荷载逐渐增加，方洞口将变成平行四边形，右上角和左下角通常为钝角，而右下角和左上角表现为锐角.其中，钝角所在的角部区域的欧松板承受压应力，此处的应变片发生了严重的褶皱现象，压应变读数平均为7 000 με.而另一个对角线处的欧松板表面黏贴的应变片甚至被拉断，这与此处承受拉应力相符，应变片拉应变达7 000～8 000 με.对于腹板开设圆形洞口的组合梁而言，破坏后圆洞将变成椭圆形洞口.因此，尽管所有的开洞腹板表现出相似的变形特征，但主要的可视破坏形态分为3类，即腹板/翼缘处连接破坏、洞口周边撕裂/褶皱破坏及腹板屈服.腹板无孔洞的参考梁的破坏形态主要表现为侧向扭转破坏、翼缘内的欧松板层裂.

2.1.1 翼缘内的OSB层裂

当洞口高度d不大于25%腹板高度h时，开孔梁的破坏形态与无孔梁24I1和30I1无明显差别.梁试件24CI1，24SI1，30CI1和30SI1洞口角隅区域的应变片始终保持在线弹性阶段，应变片无褶皱或拉断的可见破坏，孔洞对试件截面的削弱可忽略不计.

2.1.2 洞口周边撕裂/褶皱破坏

当洞口尺寸25%

2.1.3 腹板/翼缘处连接破坏

当洞口直径/高度等于100%腹板高度时，翼缘将承担竖向荷载产生的弯矩和剪力.孔洞右上角和左下角处区域的欧松板破坏时将产生较大的拉应力.当竖向荷载P在孔洞处产生的剪力超过翼缘和腹板间的抗剪承载力时，试件角点区域的欧松板产生的拉应力逐渐增大，部分欧松板不断嵌入翼缘内随后并从翼缘另一侧突出.由于翼缘和腹板间胶黏剂的作用为面连接，二者无法完全分离，使得腹板区域的部分欧松板被拉裂，应变片断裂.与之相反的是，另一对角线的右上角和左下角处产生的压应力不断增大，导致此处的欧松板及其表面的应变片发生严重的褶皱现象.试件最终破坏时，翼缘未发生木工字梁试验常见的断裂现象[11]，如图2（d）所示.

2.2 荷载位移曲线

28根腹板开单个孔洞的工字梁和2根实腹梁的荷载跨中挠度曲线如图3所示.从荷载跨中挠度曲线可看出，工字梁的受力过程大致可分为3个阶段.

①弹性阶段.试件从开始加载到跨中挠度达到L/250～L/140（8～14 mm）阶段为弹性阶段.在此阶段，构件各截面始终处于线弹性阶段，表现出良好的整体工作性能.试验梁在弹性阶段荷载挠度曲线的斜率是不相同的，斜率随孔洞尺寸的增大而减小，方洞梁的弹性抗弯刚度略小于圆洞梁.

②弹塑性阶段.从弹性阶段到试件达到极限承载力的阶段为弹塑性工作阶段.在此阶段，开孔梁洞口区域的腹板角隅部分形成塑性铰，进入塑性的同时即发生内力重分布，而竹集成材翼缘仍处于弹性阶段，跨中挠度发展明显加快，并呈现出显著的非线性特征.当开孔高度d与腹板高度h的比值不大于1/4时，工字梁无弹塑性阶段.开孔高度越大，塑性发展越充分.

③下降段.从极限承载力到试件最终丧失承载力阶段为下降段.在此阶段，洞口角隅对角线区域产生显著的裂缝，裂缝宽度发展迅速，而另一对角线区域的角隅的OSB发生了较严重的褶皱现象.在此阶段，由于d/h的不同，试验梁可分为2种情况.当d/h≤1/4时，工字梁的承载力达到极限承载力后翼缘内的OSB发生严重层裂并发生侧向扭转，试件的承载力急剧下降，孔洞对梁力学性能的影响可忽略不计.当d/h>1/4时，随着孔洞尺寸的不断增大，孔洞尺寸和孔洞形状将对梁整体受力性能和竖向变形产生显著影响.开孔梁的承载力达到最大值后腹板屈服后，洞口处的弯矩和剪力由翼缘承担，表现出空腹桁架破坏特征，故组合梁的承载力下降比较缓慢.孔洞削弱了组合梁的有效抗弯刚度，但试件破坏时的延性反而有所提高，卸载后的试件跨中挠度变形可恢复.

3 影响开孔梁力学性能的主要因素

3.1 孔洞尺寸和孔洞形状

由于孔洞直接削弱了腹板的有效截面，降低了梁的有效刚度.同时，孔洞也改变了剪应力在腹板内的传递路径，从而导致梁的承载力迅速下降.如图4所示，随着孔洞高度的增加，试件的承载力表现出下降的趋势.当d/h≤25%时，24I系列梁的承载力下降幅度较小，仅12%，而30I系列梁下降约为10%.但是当d/h≥50%时，其承载能力将显著下降.由于孔洞的存在降低了试件的整体刚度，导致梁在相同荷载作用下的挠度比非开洞梁的挠度大得多.从图4可见，当竖向荷载较小时，梁仍处于整体工作状态，剪切变形较小.但随着荷载的增大，洞口角部将产生塑性铰，孔洞上下肢处产生较大的剪切变形，此时，梁的整体变形除翼缘产生的弯曲变形外，还包含由于孔洞产生的剪切变形.

3.2 孔间净距

如图5所示，对于带有2个圆洞的组合梁而言，圆洞净距为2倍圆洞直径时，洞口可视为独立的洞口，此时，试件的承载力可恢复至洞口间净距为0时的试件的承载力.然而，随着洞口距离持续增大，即孔洞与跨中加载点/左支座的距离逐渐减小，试件的承载力将急剧减小.对腹板带2个方洞的组合梁而言，方洞净距大于2.5倍方洞长度时，洞口间将不相互影响.

4 腹开圆洞竹木梁承载力计算

开孔梁的翼缘和腹板由2种不同物理力学性质的材料组成，根据材料力学的方法，首先采用等效截面法将翼缘材料等效为相同高度的OSB，假定转化前后的翼缘高度相同，且翼缘形心位置不变.

在开孔梁的腹板开始屈服前，整体工作性能良好，可近似按弹性材料处理.腹开圆孔的竹木工字梁是多次超静定结构，其受力状态类似于蜂窝钢梁，可采用费氏空腹桁架理论[15]对其进行简化计算.

①假定由剪力引起的次弯矩，其反弯点位于梁桥中点和墩腰处.②假定空腹截面处上、下T形截面承担的剪力按其刚度分配.③假定截面保持平面内变形.

4.1 圆孔梁正应力计算

孔洞处通常承受剪力V和弯矩M的共同作用，分别考虑开孔梁在纯弯矩M和纯剪力V作用下的正应力，再将二者产生的效应叠加.在纯弯矩M作用下，圆孔梁的最大正应力σ.M.θ位于圆孔周边，且随着夹角θ的改变而变化.作用于圆孔处的弯矩M可分解为力偶N.M=M/y.o，在夹角θ的T形截面的形心G.θ上作用有N.M和N.Mθ，如图6（a）所示.

根据前述实测结果可知，方洞梁的理论值近似等于内接圆孔梁的强度值.以30CI2和30SI2为例，二者在相同位置分别开设孔高相同的圆孔和方孔，近似认为二者的理论值相等.试件所能承受的极限承载力理论值取公式（10）和公式（11）计算值的较小值.通过试算不同的夹角θ（0°<θ<360°），不难发现，公式（10）计算所得的理论值均大于公式（11）计算理论值.且孔洞上方的梁桥中心通常不是剪应力τ.θ最大值处，按公式（11）计算的τ.θ最大值位于夹角θ=40°～55°处，这与图2所示的破坏现象相符.由表2可知，开孔区域的承载力通常由腹板的抗剪承载力决定，而非由正应力决定，空腹桁架理论计算值小于实测值，平均误差为15%，偏于安全.

5 结 论

本文主要是在孔洞尺寸、孔洞形状、孔洞位置、孔洞间距等参数变化时，对OSB为腹板的竹木开孔工字梁进行试验研究，得出以下结论：

1）由于腹板开孔对截面削弱的影响，孔洞处的剪切变形影响不可忽略，且孔洞区域组合截面不再保持为平截面，开洞区域不再满足平截面假定.孔洞尺寸和孔间净距是影响开孔梁力学性能的主要因素.当洞口高度不大于1/4梁高时，孔洞的影响可忽略.对于圆洞梁和方洞梁而言，建议孔间净距取2倍直径和2.5倍洞高.

2）孔洞形状对开孔梁的极限承载力影响并不显著.圆角处理后的正方形洞口梁的极限承载力提高幅度约3%～7%，圆角半径越大，提高幅度越大.对于相同孔高的组合梁而言，方洞梁（边长d）的承载力略可近似取其内接圆孔梁（直径d）的承载力，且偏于安全.

3）本文提出的修正后费氏空腹桁架极限承载力理论值偏于安全，与实测值的误差大约为15%，计算的最大剪应力出现位置并非梁桥中点，而是位于开孔截面与圆形正截面夹角约40°～55°之间，孔洞截面最大拉、压应力的位置均为与孔洞中心正截面夹角10°～25°的孔口边缘.

4）孔洞上T形截面和下T形截面承担大部分的剪力，当开孔梁孔洞处抗剪承载力不足时，应考虑在洞口周边采取补强措施，如：在孔洞四周设置加劲肋、镀锌薄钢板等措施来提高洞口周边的抗剪承载能力.

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我国失业承受力研究成果回顾 篇4

本文对1986-2007年有关失业承受力的研究成果进行归纳总结,从失业承受力的提出,失业承受力测量指标及提高失业承受力三个方面的成果进行介绍。

1. 失业承受力的提出

首先,失业是一种客观存在。经济学中失业一般是指劳动力资源的一种非自愿闲置状态。市场经济条件下,劳动力是一种供给过剩的资源,始终存在供求不平衡,平衡仅是特例,故自然失业率在任何国家都存在。其次,从失业的原因解释上看,失业必然存在。从微观层次上看,劳动者失业的直接原因不外乎是被雇主辞退、自己主动辞退或者目前公司的工资水平等不能满足自己的要求而另谋高就,这属于资源性失业;从宏观层次上看,失业现象存在的原因主要是由于劳动力市场自身存在缺陷,劳动力与其他要素之间的关系失衡,总供给与总需求失衡,这属于非资源性失业。政府可根据失业率和通货膨胀率是否在社会失业力的承受范围之内,再决定是否进行干预。再次,失业的严重影响。劳动力毕竟不是一般的生产要素,而是有意识有思想的人。失业率高会造成社会不安定。

鉴于上,失业承受力的概念被提出。其意义在于分析失业严重程度,将失业控制在不影响社会稳定的前提下,而不失经济效率。

在西方经济学中,进行经济分析时引入社会经济保障和社会心理来考察“社会承受力问题”。如果一个社会的经济保障程度很低、失业人员的结构不合理并且失业人员的心理承受力较弱,失业承受力便很弱,从这一点判断,我国当前失业的社会承受力不是很高。

2. 失业承受力测量指标

2.1 社会经济保障

社会经济保障水平有两层的含义,即指在全部失业人员中,有多少人能得到失业救济金和失业救济金对失业者的生活满足程度。可用失业保险覆盖率、失业保险金替代率、失业保障负担系数及失业保险金水平等四个指标来衡量居民的失业承受力。

失业保险的覆盖面越广,失业保险金对失业者的生活满足程度越大,失业保障水平越高。在我国失业保险范围过小,仅限于那五类人,许多人无法享受失业救济金。失业保障是失业者生活的最后的一道安全网,失业保障水平越高,失业承受力越强;反之则越弱。失业保险金替代率试图测量失业给薪金劳动者带来的损失,这个指标的好处在于可以测量出事业给失业者带来的收入上的潜在影响。失业保障负担系数反映社会劳动者已享受失业保障待遇的程度。失业保障负担系数越小,失业承受力越大。失业保险是劳动者由于非本人的原因暂时失去劳动机会而丧失工资收入时,从国家或社会获得物质帮助的制度。我国的失业保险金给付水平是在最低工资和城市居民最低生活保障标准之间。我国现阶段,由于人均国民收入水平较低,失业保障只能是较低水平的,这就从失业者收入方面限制了社会可承受失业率的上移。

2.2 家庭经济保障

家庭经济保障是除了社会经济保障外的另一个及其重要的经济保障,并在失业者失业后的相当一段时期内维持着失业者的基本生活。国民的道德规范、文化背景、教育水平、经济发展水平等,都影响着家庭经济保障的程度和水平。当这些因素随着时间的推移而发生改变时,消费者和家庭的预期也会发生变化,继而有会导致家庭经济保障概念的改变。

家庭经济保障力主要取决于失业者在失业期间的收入水平和收入存量。由于我国公民的工资水平长期以来都比较低,这就降低了我国公民的边际储蓄水平和边际储蓄倾向,决定我国居民的家庭经济保障力不高,说明失业承受力较弱。

家庭经济保障能力还取决于失业者的婚姻状况和家庭关系。未婚的失业者由于其生活费仍可由其父母负担,因此其失业的经济适应力和心理适应力都比较强,即失业承受力较强;反之已婚的失业者是家庭生活的主要来源,其经济适应力和心理适应力均较小即失业承受力也较弱。如果出现家庭式的失业(即一家有几个人同时失业),则对家庭生活影响很大,对社会稳定影响更大。家庭劳动人口赡养系数越高,失业承受力就越弱。

2.3 失业者的构成

失业者的构成客观上决定了失业者的层次结构及失业对社会的影响,如果一国失业者的结构极不合理,那么比较严重的失业现象必将是持续的、长期的,危害也是极其严重的。失业者的构成对失业承受力的影响,可以从以下几个方面来考察。

其一是失业持续时间。失业持续时间是衡量失业承受力的一个重要指标。将失业持续时间超过半年以上,称为长期性失业。长期失业人员多,对社会稳定的影响大,失业承受力就越小。

其二是失业者的文化构成。失业者的文化构成越低,失业承受力越弱。素质低下的劳动者,将会因为择业困难而使失业持续的时间较长,进而也就降低了劳动者的失业承受力。我国城镇登记失业人员,大部分属于较低的文化层次。

其三是失业者的性别构成。在我国城镇登记失业人员中,女性占八成以上,虽然女性生活负担较轻,不是家庭生活主要的经济来源。但对女性的性别歧视,将导致家庭和婚姻危机,产生严重的社会问题。

2.4 失业心理承受力

以上是失业承受力的客观指标,失业心理承受力是主观测量指标。失业心理承受力为社会成员在其现有的价值和能力基础上,面对社会的结构性变动而感受到的负向心理反应,或者说是失业者在承受失业刺激下,所引起的情绪反应状态的内潜和外在的表现形式。我国长期以来实行高就业低工资就业政策,劳动者普遍具有一种依赖性的人格特征,因而普遍缺乏风险意识,对风险的心理承受力特别弱。我国城镇居民对失业心理承受力极低。

失业者的心理承受力主要是由失业者对失业的损失评价决定的,可以从主客观两个方面考虑。客观方面主要表现为:失业者原来的社会地位和收入越高,客观评价的失业损失越大,其失业心理承受力就越大。主观方面主要表现为:居民对其政府和政策的信任度、居民对失业的前景预期、城镇居民对失业的心理准备。城镇居民对失业的心理准备主要包括两个方面:一是居民对当前的失业的心理准备,如当前的失业是事先已经预料的还是未曾发生的。二是居民是否经历过类似情况。

Moorhouse,Anne;Caltabiano,Marie L.研究发现,拥有较好的心理承受力的失业者,即使面对失业后长期找工作,较少感到沮丧。

3. 提高失业承受力的有效措施

关于扩大中国就业的对策思路,提高失业承受力,专家学者也是仁者见仁,智者见智。主要思路归纳起来是强调三个大的方面。

其一是要明确政府在就业工作中的职能定位,确立扩大就业优先的目标,最大限度地促进就业。就业指导、培训及相关服务由政府职能部门与社会公益组织承担。为失业人员提供就业指导、就业培训解决劳动力市场信息不对称问题。并且政府要加强统计调研和失业调控,建立失业预警体系。

其二是城市化。从根本上讲,城市化实际上是劳动力的城市化。城市化发展水平的推进,城镇从业人员的增长比农村从业人员的增长快得多;在城市化的进程中推动基础设施的建设,而城市化建筑业的发展,将直接促进就业机会的增加;城市化与服务业的发展水平密切相关,在城市化的进程中服务业的就业弹性系数提高得最快。

其三是完善的社会保障体系及健全公民服务制度。完善的社会保障体系一方面可以调整失业者的就业心态,有利于社会稳定,当失业人员的基本生活得到保障后,一些年龄偏大、文化水平不高、缺乏技能的失业者会选择退出劳动力市场。另一方面发展公民服务制度是缓解我国就业压力的重要选择,公益部门蕴藏着巨大的就业潜力,要走出只有经济部门可以创造就业机会的误区,树立社会部门也可以创造就业的理念。

4. 结束语

失业承受力是一个新的研究课题,目前尚处于初步的探讨阶段,对其研究还没有一个系统的指标体系,量化方法也很难使用。需要广大学者的共同努力,从理论到实践进一步探讨。

摘要：本文在查阅1986—2007年有关失业承受力相关文献的基础上，从失业承受力提出、失业承受力的测量指标及提高失业承受力三个方面对其研究成果进行了系统的归纳、总结，旨在为探讨失业承受力的指标提供重要的基础资料。

关键词：承受力,失业,指标

参考文献

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[2]张得志．中国经济高速增长过程中的劳动就业及其失业预警研究[D]．上海：复旦大学，2007，5．

链传动受力分析 篇5

链的紧边拉力为：

链的松边拉力为：

其中：有效圆周力

离心拉力

悬垂拉力Ff的大小与链条的松边垂度及布置方式有关（参见右图），Ff应取和中较大者，

式中：a－链传动的中心距，单位为mm；

q－单位长度链条的质量，单位为kg/m；

Kf－垂度系数（见下图），图中f为下垂度；

受力研究 篇6

[关键词]大学生；挫折承受力；归因方式

近年来，随着大学生心理健康问题的日益突出，大学生的挫折承受力水平也引起了社会的关注。因为很多大学生心理问题的产生都源于挫折承受力水平低，经不起挫折的打击。其实挫折具有普遍性，存在于每一个人的生活中。在人生的道路上，任何人都不可避免的要遭遇挫折，但是挫折是否对人的心理健康构成威胁，关键在于个体对挫折的认知和评价，即个体对挫折产生原因的归因。归因不同，会使个体产生不同的情绪和行为反应。很多大学生正是因为不能正确的认识和对待挫折，才导致了心理问题的产生。

为了更好的了解归因方式对挫折承受力的影响，本研究运用大学生挫折承受力问卷和大学生归因方式问卷，调查了东北地区大学生的挫折承受力水平并探讨了其和归因方式的关系。

1、研究对象和方法

1.1对象。本研究以哈尔滨工程大学、理工大学、东北林业大学、吉林大学四所东北高校学生为被试。发放问卷500份，得到有效问卷354份。

1.2方法。以班级为单位，采用团体施测方式，发放大学生归因方式量表[1]。该量表信度、效度较好。所得数据运用SPSS软件进行处理。

2、结果

2.1东北地区大学生挫折承受力总体水平的研究。根据大学生挫折承受力问卷的得分情况，按挫折承受力水平将所有被试分为三组：挫折承受力较差（总分≤12）、挫折承受力一般（13≤总分≤20）、挫折承受力较好（21≤总分≤30）。

笔者分析表 2.2发现，挫折承受力水平不同的大学生在正性事件归因的“整体-局部”（p=.001）维度和“持久-暂时”（p<.01）维度差异非常显著，而在其它维度上差异不显著（p>.05）。用 Post Hoc进一步检验，与挫折承受力水平一般（等级2）、挫折承受力水平较差（等级 1）的被试相比，挫折承受力水平较好（等级3）的被试更倾向于将正性事件归因于整体性、持久性因素。

综合分析表2.2和表2.3发现，挫折承受力较差的大学生倾向于将负性事件的发生归因于整体性、持久性因素；挫折承受力较好的大学生更倾向于将正性事件的发生归因于整体性、持久性因素。这表明，挫折承受力水平较好的被试倾向于认为，导致自己成功的原因，可以扩散到其它生活情境，影响自己生活的其它方面，并且这一原因在将来是可以重复出现的，能够影响到自己今后的生活。

3、讨论

本研究发现，挫折承受力状况不同的大学生对正性事件的归因在“整体-局部”和“持久-暂时维度”差异显著。挫折承受力较好的大学生，更倾向于将正性事件的发生归因于整体性与持久性因素，认为导致正性事件发生的原因，同时会影响自己学习、生活中的其它方面，并且这种影响是持续的。这种归因方式无疑会增强个体的自信，使个体相信即使遭遇困境，自己也有足够的能力克服它。因此，这种归因类型的个体挫折承受力水平较高。从得分情况和多重比较结果看出，挫折承受力较差的大学生倾向于将负性事件的发生归因于整体性、持久性因素。这种归因方式使个体很容易将引起负性事件原因的影响夸大，认为负性事件的发生原因，会同时影响到自己生活的其它方面，并且会延续到以后的生活中，这会导致个体的自我评价降低，遭遇挫折时容易不知所措或怨天尤人。因此，这种归因类型的个体挫折承受力水平较低，在生活中更容易体验到挫折感。

各级教育部门与心理健康教育工作者应该意识到归因方式对个体挫折承受力的影响。进一步加强对大学生归因的研究，了解大学生不良的归因倾向；开展归因训练，指导大学生形成科学合理的归因方式；改善大学生对挫折的认识与评价。通过对挫折情境进行科学合理的归因来探寻问题的解决方案，提高挫折承受力水平，增强其心理适应力，促进其心理的健康发展。

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作者简介

受力研究 篇7

就此研究内容为主梁刚度、桥台刚度和桩基抗弯刚度对结构内力的影响, 主要是主梁抗弯刚度、桥台沿桥纵向抗弯刚度及桩基沿桥纵向抗弯刚度三者刚度的大小变化对结构受力的影响。即当主梁梁长、桥台台高及桩长都固定不变时, 分别改变截面抗弯刚度来研究内力在桥台、主梁和桩基三者的分配变化。抗弯刚度由弹模和惯矩的乘积EI来反映, 当截面形式一定时, 即I一定, 弯曲刚度只与弹性模量E有关, 随着E的增大而增大;当材料一定时, 即弹性模量一定, 则弯曲刚度只与截面惯矩I有关, 且随I的增大而增大。模型是通过改变截面惯矩的办法来改变截面抗弯刚度。

1 截面刚度计算方法简介

刚度计算时有短期荷载刚度理论和长期荷载刚度理论。短期荷载刚度理论有3种计算方法:1) 解析法;2) 有效惯矩法;3) 等效拉力法。长期荷载刚度理论有2种计算方法:1) 刚度修正法;2) 挠度修正法。

1.1 解析法

此方法由前苏联穆拉谢夫教授提出, 被前苏联规范采用, 后经改进被我国规范《混凝土设计规范》采用。

钢筋混凝土梁的纯弯段在弯矩作用下出现裂缝, 进入裂缝稳定发展阶段后, 裂缝的间距大致均匀。中和轴的位置受裂缝的影响成为波浪形, 裂缝截面处的压区高度xer为最小值。各截而的混凝土压应变和受拉钢筋应变也因此成波浪形变化, 两者最大应变 (εc和εs) 出现在裂缝截面。可根据钢筋混凝土受弯构件裂缝出现后的应变分布特点来建立刚度解析计算公式。如图1、2所示。

1.1.1 几何条件

试验证明, 纯弯段内截面的平均应变 (混凝土平均压应变undefined和钢筋平均拉应变undefined符合平截而假定, 则有:

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1.1.2 本构关系

在梁的使用阶段, 裂缝截面混凝土的应力分布如图中虚线, 考虑到混凝土的塑性性质, 引用变形模量E′c=vEc, 顶面混凝土压应变的变化幅度小, 近似取钢筋的平均拉应变则取undefined为裂缝间受拉钢筋应变的不均匀系数。顶面混凝土的压应力和受拉钢筋应力是可确定的, 则:

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1.1.3 平衡方程

若忽略截面上拉区混凝土的应力, 将开裂截面的混凝土压应力用等效矩形分布的应力来代替, 其平均应力为ωσc, 压区高度为ξh0, 内力臂为ηh0, 则裂缝截面的两个平衡方程为:

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式中:ω——压区应力图形完整系数;

η——裂缝面上的内力臂系数。

将式以上方程联立求解得出短期荷载作用下截面平均刚度B的解析表达式:

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式中:ζ=vωξη;αE=Es/Ec;ρ=As/bh0。在此过程中, 需引入一些依据试验结果得到的经验参数ζ、η和ψ, 经简化处理方能实用。《混凝土设计规范》中的刚度计算公式就是采用上述方法建立的。本方法在长安大学贺栓海教授著作《桥梁结构理论与计算方法》有详细计算过程。

1.2 有效惯矩法

此法由美国的D.E.Branson教授提出, 在美国已被美国ACI规范采用, 随后, AASHTO规范1989版和1977年加拿大房屋建筑规范也用此法计算短期荷载下受弯构件的刚度。其建议的有效惯矩为:

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式中:Iu——未开裂截面的换算惯矩;

Icr——开裂截面的换算惯矩;

Mcr——开裂弯矩;

M——使用荷载作用下弯矩;

m——弯矩比例指数, 对于钢筋混凝土m=3.0;

1.3 等效拉力法

英国规范所采用的方法, 其是裂缝间混凝土所承受的拉力, 去折算按混凝土不受拉假定所计算的裂缝处钢筋拉力, 从而起到修正刚度的作用。

截面平均惯矩计算公式为:

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式中:Mc——混凝土承受的拉力受承担的弯矩, 其由实验所得, 其值为:

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式中:undefined——圆柱体极限抗压强度, 约等于0.85倍的20cm3的立方体长度。

建模只研究短期荷载工况, 对两种长期荷载刚度理论值的计算方法不作介绍。在本文数值求解对比分析时, 可不考虑混凝土的抗拉能力。

2 结构刚度对无缝桥梁结构受力的影响研究

为了减少桥墩干扰因素并便于结构分析, 建立台梁刚接单跨无缝桥模型, 结构上只模拟刚度研究的主梁、桥台和桥台桩基3个关键结构:梁单元数值截面梁格法建立主梁、梁单元数值截面框架形式建立桥台、梁单元数值截面建立桩基。建模如图3所示。

桥位选定后, 墩台侧土及桩侧土的性质不会因为人为设计改变, 就此数值模型以固定台后填土和桩侧土的地质条件不变, 分别改变桥台、主梁和桩基的抗弯刚度建立不同的模型, 计算分析后得出各关键结构内力的结果。

由图4弯矩图可以看出单跨无缝桥梁的主梁存在最大负弯矩, 出现在梁端最大正弯矩仍是出现在跨中位置。由图5所示温度升作用结构水平位移图可以看出在温度作用下水平位移最大值出现在两梁端, 且跨中水平位移为0;由图6所示单跨无缝桥梁结构温度升作用下竖向位移图可知温度升作用下竖向位移最大值出现在跨中, 且梁端竖向位移为0。

2.1 桥台刚度对无缝桥梁结构受力的影响

研究无缝桥梁桥台刚度时, 桥台刚度仅是指桥台抗弯刚度, 桥台抗弯刚度是桥台自身沿桥梁纵向的弯曲刚度, 当桥台高度一定时, 是由桥台截面惯矩反映的刚度。

理想假定主梁刚度6E梁、桥台桩基抗弯刚度2E桩不变, 改变桥台抗弯刚度, 可得结果如图7所示 (图中梁端弯矩及跨中弯矩均为中梁梁端及跨中弯矩, 台底弯矩为整个桥台1/6的弯矩, 桩顶弯矩为单根桩桩顶的弯矩) 。

由图7所示曲线可知, 梁端弯矩随着桥台刚度的增大而增大, 跨中弯矩随着桥台弯矩的增大而减小, 二者变化的趋率基本相同。随着桥台刚度的增大, 弯矩变化的曲率变缓, 最后接近于不变。在总的结构外力不变的情况下, 即在桥梁设计荷载和桥梁的基本结构形式确定后, 桥台刚度越大, 主梁分担的荷载越少, 跨中弯矩越小。当桥台刚度增大到一定值, 主梁梁端和跨中弯矩不再变化。由于台梁刚接, 梁端与台顶浇筑为整体, 桥台台顶变化曲线和梁端变化曲线相同。随桥台刚度增大, 台底弯矩随着增大, 变化趋势与跨中弯矩减小趋势及梁端负弯矩增大趋势相同。桩基顶弯矩随着桥台刚度的增大逐渐增大, 增大速度比主梁梁端、主梁跨中及桥台底快。

由图8中所示曲线可知, 梁端水平位移随着桥台刚度的增大而减小, 台底位移和桩基顶位移随着桥台刚度的增大而增大, 二者变化的趋率基本相同。随着桥台刚度的增大, 位移变化的曲率变缓, 最后接近于不变。在总的结构外力不变的情况下, 即在桥梁设计荷载和桥梁的基本结构形式确定后, 桥台刚度越大, 梁端水平位移越小。当桥台刚度增大到一定值, 主梁梁端位移不再变化。由于台梁刚接, 梁端与台顶浇筑为整体, 桥台台顶位移变化曲线和梁端位移变化曲线相同。随桥台刚度增大, 台底水平位移随着增大, 变化趋势与台顶位移 (梁端位移) 减小趋势相同。桩基顶水平位移随着桥台刚度的增大逐渐增大, 增大速度比主梁梁端位移减小速度及桥台底位移增大速度快。

2.2 主梁刚度对无缝桥梁结构受力的影响

主梁为直接承受桥面荷载的构件, 主梁的刚度决定着跨中的挠度, 影响着桥梁使用者的行车舒适度, 甚至生命安全。无缝桥梁主梁的刚度大小直接影响着主梁所受内力的大小。理想假定桥台刚度6E台、桥台桩基抗弯刚度2E桩不变, 改变主梁刚度, 可得结果如图9所示 (图中梁端弯矩及跨中弯矩均为中梁梁端及跨中弯矩, 台底弯矩为整桥台台底弯矩大小的1/6, 桩顶弯矩为单根桩桩顶的弯矩) 。

由图9所示曲线可知, 梁端弯矩随着主梁刚度的增大而减小, 跨中弯矩随着主梁刚度的增大而增大, 二者变化的趋率基本相同。随着主梁刚度的增大, 二者弯矩变化的曲率变缓, 最后接近于不变。在总的结构外力不变的情况下, 即在桥梁设计荷载和桥梁的基本结构形式确定后, 主梁刚度越大, 主梁分担的荷载越大, 跨中弯矩越大。当主梁刚度增大到一定值, 主梁梁端和跨中弯矩不再变化。由于台梁刚接, 梁端与台顶浇筑为整体, 桥台台顶变化曲线和梁端变化曲线相同。随主梁刚度增大, 台底弯矩减小, 变化趋势与跨中弯矩减小趋势及梁端负弯矩增大趋势相同。桩基顶弯矩随着桥台刚度的增大逐渐减小, 减小速度比主梁梁端、主梁跨中及桥台底快很多。

由图10所示曲线可知, 梁端位移随着主梁刚度的增大而减小;桥台台底位移和桩基顶位移随着主梁刚度的增大而增大, 变化的趋率基本相同。随着主梁刚度的增大, 二者位移变化的曲率变缓, 最后接近于不变。当主梁刚度增大到一定值, 主梁梁端位移不再变化。由于台梁刚接, 梁端与台顶浇筑为整体, 桥台台顶位移变化曲线和梁端位移变化曲线相同。随主梁刚度增大, 台底位移增大, 变化趋势与梁端位移减小趋势相同。桩基顶位移随着主梁刚度的增大逐渐增大。

2.3 桥台桩基弯曲刚度对无缝桥梁结构受力影响

理想假定桥台刚度、主梁刚度为不变, 改变桩基抗弯刚度, 可得结果如图11所示 (图中梁端弯矩及跨中弯矩均为中梁梁端及跨中弯矩, 台底弯矩为整个桥台1/6的弯矩, 桩顶弯矩为单根桩桩顶的弯矩) 。

由图11所示曲线可知, 梁端弯矩随着桩基抗弯刚度的增大而增大, 跨中弯矩随着桥台弯矩的增大而减小, 二者变化的趋率基本相同。随着桩基抗弯刚度的增大, 二者弯矩变化的曲率变缓, 最后接近于不变。在总的结构外力不变的情况下, 即在桥梁设计荷载和桥梁的基本结构形式确定后, 桩基抗弯刚度越大, 主梁分担的荷载越少, 跨中弯矩越小。当桩基抗弯刚度增大到一定值, 主梁梁端和跨中弯矩不再变化。由于台梁刚接, 梁端与台顶浇筑为整体, 桥台台顶变化曲线和梁端变化曲线相同。随桩基抗弯刚度增大, 台底弯矩增大, 变化趋势与跨中弯矩减小趋势及梁端负弯矩增大趋势相同。桩基顶弯矩随着桩基抗弯刚度的增大逐渐增大, 增大速度比主梁梁端、主梁跨中及桥台底快。

由图12所示曲线可知, 梁端位移随着桩基抗弯刚度的增大而增大, 变化的曲率变缓, 最后接近于不变。当桩基抗弯刚度增大到一定值, 主梁梁端位移不再变化。由于台梁刚接, 梁端与台顶浇筑为整体, 桥台台顶位移变化曲线和梁端位移变化曲线相同。随桩基抗弯刚度增大, 台底位移增大, 变化趋势与梁端位移减小趋势相同。桩基顶位移随着桩基抗弯刚度的增大逐渐增大, 增大速度比主梁梁端水平位移及桥台水平位移底快。

3 模型可靠性验证

在主梁刚度变化时, 得出主梁梁端和跨中应力曲线如图13所示。

由图13中可以看出, 随主梁刚度的增加, 主梁的梁端和跨中应力均呈指数接近于-1的倒函数分布, 由弯矩、应力及刚度理论知本数值模型所得结果具有可靠性。

4 结论

1) 区分了结构刚度理论和截面刚度理论两种刚度理论, 并指出结构刚度理论为抗力理论, 决定着荷载在本身与其他结构上的分配;通过单一改变桥台刚度、主梁弯度和桩基抗弯刚度, 分别得出了桥梁各关键结构部位受力的变化情况;利用应力—刚度的关系验证了模型的可靠性。

2) 研究了桥台刚度、主梁刚度及桩基抗弯刚度三者刚度变化对整体式无缝桥梁内力的影响, 从定性角度得出任一结构自身刚度的增大都会增大自身承担的内力, 减小构成桥梁的其他关键结构承担的内力, 从定量角度画出了变化曲线, 多个关键构件共同设计时分析出相互影响的程度。

摘要：依据研究内容及结构刚度基本理论, 建立了只包含主梁、桥台及桥台桩基三个结构的单跨整体式无缝桥梁, 分别单一的改变三者刚度, 得出其刚度变化对结构受力的影响, 并绘出了影响变化曲线。

关键词：无缝桥梁,结构刚度,整体受力,荷载分配

参考文献

[1]中华人民共和国交通部.JTG D60-2004, 公路桥涵设计通用规范[M].北京:人民交通出版社, 2004.

[2]中华人民共和国交通部.JTG D62-2004, 公路钢筋混凝土及预应力混凝土桥涵设计规范[M].北京:人民交通出版社, 2004.

[3]洪锦祥, 彭大文, 江新惠.整体式桥台桥梁的台后被动土压力研究[J].福州大学学报 (自然科学版) , 2003, 31 (6) :721-725.

[4]王天利.半整体式桥台无缝桥梁研究[D].长安大学硕士学位论文, 2003.

[5]彭大文, 洪锦祥.无缩缝桥梁的受力性能评价[J].世界桥梁, 2003, 15 (2) :33-39.

[6]彭大文, 陈晓冬, 袁燕.整体式桥台桥梁台后土压力的季节性变化研究[J].岩土工程学报, 2003, 25 (1) :135-139.

大吨位叉车货叉的受力分析研究 篇8

叉式装卸车简称叉车, 是一种流动式起重运输及物料搬运机械。叉车的出现消除了笨重的手工作业, 极大地提高了搬运效率, 降低了工人劳动强度, 并为安全作业提供了保障。货叉是叉车的关键部件, 工作时与货物直接接触并承担货物全部重量, 所以货叉需要达到一定强度以满足承载能力要求, 结构合理以适应工作的多变性。目前货叉种类繁多, 但整体结构大都是L型, 与其它结构形式的货叉相比, L型货叉具有取货卸货容易, 运输货物过程中较平稳的优点[1]。但对强度、刚度要求较高, 且在拐角处容易造成应力集中, 所以对货叉进行受力分析是不可或缺的。本文以额定起重量16t的大吨位叉车为例对货叉进行受力分析, 以保证货叉在实际工作过程中能安全稳定地工作。

2 货叉的工作原理

门架升降系统由货叉、叉架、链条组及倾斜液压缸等组成。货叉的水平段用来承载货物, 垂直段通过导轨固定在门架上, 由链条组提供动力可沿门架上下移动。倾斜液压缸门架相连, 液压缸发生水平位移变化时, 门架就会发生一定倾斜角度, 与之相连的货叉与水平的夹角发生变化, 以便于货物的提取与卸载, 如示图1。

1—外门架;2—浮动横梁;3—链轮;4—链条;5—倾斜液压缸;6—起升液压缸;7—叉架纵向滚轮;8—叉架;9—货叉

3 叉车货叉的构造

一般, 货叉呈现“L”字母的外形, 分为水平段和垂直段两部分。对于大吨位叉车, 考虑其受力因素将货叉的水平段和垂直段做成整体, 又称整体式货叉。与之相比, 小吨位的叉车可使用折叠式货叉, 只是制造较繁琐。根据货叉与叉架连接形式的不同, 又可分为铰接型和挂钩型两种[2]。针对大吨位的叉车主选铰接型, 因铰接型的货叉结构牢固, 对于重荷载受力性能较好。铰接型货叉垂直段上端较厚, 中心为销轴孔, 货叉可通过此孔安装在叉架的支撑光轴上, 并能绕轴转动。货叉的垂直段在重力的作用下, 下部背面可支靠在叉架的下横梁前表面, 如图2。

货叉的主要尺寸有货叉水平段长度 (简称货叉长度) L、货叉垂直段高度、货叉断面尺寸、挂钩尺寸或轴孔尺寸等。货叉长度主要取决于载荷中心距以及配合使用的托盘尺寸。一般取货叉长度L>2C (C为载荷中心距) , 也可稍小于2C, 依据此条件再根据标准选取货叉长度值。本文叉车的额定起重量为16t, 依据手册选取900mm的载荷中心距, 则相应的货叉水平段长度L以1 800mm为宜, 截面尺寸厚170mm, 宽260mm, 如图3。

4 货叉的强度验算

4.1 货叉计算简图

货叉和叉架的连接形式若不同, 其支承情况也会有所差别。对于铰接型货叉可以简化为支撑在两个铰接支座上的静定钢架, 如图4。在集中载荷P的作用下, 货叉的危险截面在垂直段下部[3]。

4.2 货叉的强度计算

货叉受集中载荷作用后的内力如图3所示, 水平段受弯矩和剪力, 垂直段受弯矩和拉力。危险截面在支座以下的垂直段, 其上的最大正应力为弯曲应力和轴向应力之和。

弯曲正应力σw和轴向应力σ1分别为:

其中安全系数为9, 说明强度足够。

5 货叉的刚度计算

计算货叉的刚度的目的, 是确定货叉水平段在外载荷作用下的变形, 通常都以叉尖或载荷中心处的垂直静挠度作为计算值。挠度越小, 表示货叉的刚度越大。一般进行货叉刚度计算时, 不考虑货叉偏载和动载系数, 而只把货叉工作时的正常载荷作为计算载荷, 即P=Q/2=80000N。用图乘法可得叉尖的挠度为:

其中, 钢的弹性模量E=2.06×105MPa, 货叉截面惯性矩I=a3b/12, 叉尖允许挠度[f]一般取l/50, 说明刚度合适。

6 结语

虽然叉车品种很多, 但不同吨位的货叉结构形式是一致的。本文通过货叉的工作原理研究其受力情况后, 利用16t的额定起重量确定了相关参数, 并对货叉的强度和刚度进行了校核, 且校核合格, 说明所确定的参数值在有效范围内, 为设计货叉提供了数值依据。

参考文献

[1]陶元芳, 卫良保.叉车构造与设计[M].北京:机械工业出版社, 2012, 2.

[2]黄敬猛.基于知识重用的叉车总体设计系统研究[J].起重运输机械, 2013, 10:73-75.

轴心受压钢构件受力性能及设计研究 篇9

自从人类开始应用钢结构以来,钢结构的发展始终是与钢材材料特性和生产工艺的发展紧密相连的。正是钢材材料的不断改进,提高了钢结构的承载力、经济性能和使用性能,促进了钢结构的发展和应用。对于轴心受压构件的受力性能与设计一直以来都被认为是钢结构设计的基础与重点。建筑工程部于1954年颁布的《钢结构设计规范试行草案》,代号规结-4-54[1],就有了我国的第一条柱子曲线。此后,钢结构设计规范经历了74版,88版,一直到2003年4月建设部批准并颁布的2003版GB50017—2003《钢结构设计规范》[2],我国对于轴心受压钢构件的研究已处于世界领先水平。但是随着材料科学的进步与冶金工艺的发展,高性能的钢材在机械、船舶、桥梁、建筑工程领域的应用已越来越多。针对钢材性能改善,对于钢结构受力性能及设计的研究亦需要不断完善。

1 压杆缺陷的影响

轴心受压钢构件极限承载力的设计计算是以现实钢压杆缺陷为前提,以强度、稳定理论为基础建立起来的。现实的钢压杆是用弹塑性材料制成的,它既有几何缺陷又有力学缺陷。几何缺陷主要是杆件并非直杆,或多或少有一点初始弯曲,也可能有一点初始扭曲。另外,截面并非完全对称,组合截面的制造偏差和构件安装偏差都可以使荷载作用线偏离杆件轴心,从而形成初始偏心。力学缺陷包括屈服点在整个截面上并非均匀以及存在残余应力。上述缺陷中对压杆性能影响最大的是初始弯曲和残余应力。初弯曲的存在使轴心压杆丧失稳定的性质发生了改变,这里不再累述。

残余应力在压杆截面内的分布变化多端,它既和轧制后的冷却、焰割、焊接等过程有关,也和材料厚度和截面组成形式有关。同一型式但尺小不同的截面,残余应力分布还会有不小的差别,如轧制H型钢翼缘的残余应力有时更接近于线性分布。轧制型钢残余应力的绝对值不受其屈服点的影响。因此,随着材料屈服点提高,残余应力的影响相对降低。焊接截面在焊缝处一般都有高达材料屈服点的残余拉应力。如果它的位置在截面的边上,和它相平衡的残余压应力又不大,则残余应力对压杆的不利影响就不显著。由于焊接残余应力的大小和材料屈服点无关,材料强度很高的焊接截面(f>430N/mm2)的残余应力可能达不到fy,它的影响也会比普通钢材焊接截面的低,但低的程度和轧制型钢的不完全相同。残余应力对压杆性能的影响程度,主要取决于残余压应力的大小,它的变化情况、分布宽度以及在截面上占据的部位。原因是残余压应力使压杆的一部分提前屈服,从而削弱杆件的刚度。

Rasmussen[3]等于1995年制作了6个焊接箱型柱,测定其残余应力及极限承载力,试件的截面尺寸及主要参数如表1、图1所示。从图表中可以显示上述箱型焊接截面残余应力的分布情况。本文应用文献试验数据,用以第3节进行有限元模型计算对比。

2 轴心受压钢构件受力性能

2.1 轴心压杆的失稳形式

轴心压杆承载能力的极限状态是丧失稳定,完善弹性挺直杆失稳的临界力,可以由著名的欧拉公式算得,这些都是学过材料力学的人所熟知的。欧拉公式所给出的临界力:

是杆件能够继续保持直线平衡形式的极限荷载,达到这一荷载后杆件就发生弯曲变形。然而,丧失直线形式的平衡并不一定是由直变弯,也可能由直变扭,即里扭转屈曲:

式中:GIt是杆自由扭转刚度;EIω是杆约束扭转刚度。i0是截面关于剪心的极回转半径。

一根具体的轴心压杆,达到承载能力的极限状态时究竟呈弯曲屈曲还是扭转屈曲,要看它的材料和截而特征EI,EIω,GIt以及长度l的大小。在工程实践中,抗扭性能低,有可能出现能出现N准<NE的压杆是十字形截面杆,十字形截面的一个特点,是它对两个主轴的惯性矩相等(双角钢十字形截面是接近相等),用作轴心压杆很容易实现等稳设计。

除了弯曲屈曲和扭转屈曲外,轴心压杆还有另外一种可能的失稳形式,即弯曲和扭转同时发生的弯扭屈曲。只有一个对称轴的截面,剪心S和形心O不重合。当杆件绕对称轴oy弯曲时,产生的剪力不经过截面剪心,必然导致杆件扭转。因此,当截面绕对称轴弯曲刚度较小,扭转刚度也不大时,弯扭屈曲成为这种杆件承载能力的极限状态。

对两端铰支且翘曲无约束的弹性杆,弯扭屈曲临界力由下式计算,即:

式中为按欧拉公式计算的绕y轴弯曲屈曲的临界力;为由式(2)计算的扭转屈曲临界力,ys为剪心坐标。

此式可以化成:

如果轴心压杆采用没有对称轴的截面,则剪心坐标不仅y不为零,xs也不为零。这时绕两主轴弯曲都会伴随有扭转,使临界荷载总是低于弯曲屈曲临界力,也低于扭转屈曲临界力。不等边的单角钢就属于这种情况。这类截面的杆件实际很少用作压杆,也不宜采用。

2.2 轴压构件极限承载力的设计计算

对轴心受压构件的稳定计算采用多条柱子曲线开始于上个世纪七十年代。

美国里海大学(Lehigh University)的研究者于1972年提出了3条柱子曲线,代表112条曲线分成的3组,曲线1由30条曲线经统计得出;曲线2由70条曲线经统计得出;曲线3由12条曲线经统计得出。

112条曲线都考虑了初弯曲和残余应力,采用最大强度理论得出[4]。美国钢结构协会(American Institute of Steel Construction)在其颁布的规范[5]中参考了上述研究成果,不过只采用了第2条柱子曲线,即采用单一柱子曲线。欧洲标准化协会(European Institute for Stand-ardization)于2005年颁布了钢结构设计规范EN1993[6]。和以前的试用版仅为推荐使用、没有强制约束效力不同,本次颁布的EN1993规定其28个成员国应在2010年之前全面修改本国的设计条文,以符合EN1993的规定。

EN 1993推荐了5条柱子曲线用于轴心受压构件的设计。我国钢结构设计规范GB50017[2]是在1988年颁布的钢结构设计规范的基础上修改而成。

新规范在保留老规范的3条柱子曲线的基础上增加了第4条柱子曲线用于厚板截面的设计。

我国钢结构设计规范GB-50017,轴压构件承载力的设计公式为:

其中f为钢材的强度设计值,整体稳定系数φ如图所示

为了使用方便,φ曲线还应该用比较简便的公式来表达。公式采用Perry型式可以得到和曲线很接近的结果,即:

或

对于欧钢协的a,b,c三条曲线,a分别取为:

a曲线,a=0.206

b曲线,b=0.339

c曲线,c=0.489

板件厚度超过40mm的重型截面,翼缘外边缘的残余压应力很高。欧钢协还为此增添了一条比c曲线更低的d曲线,它的a值可取为0.759。

我国为了采取多条柱曲线,做了大量计算分析和一部分实验。结合我国的应用情况,重点放在焊接H型钢和双角钢组合截面上。其他截面如普通工字钢、T形钢和钢管等也做了分析,最后归纳出三条曲线。

和欧钢协的曲线不同的是没有λ从0-0.2时的水平段。常用的双角钢T形截面、焰割边的焊接工字形截面以及格构式截面都归入b曲线。因此b曲线将是设计中用得最多的曲线。

2.3 轴压构件极限承载力的设计计算比较

设计计算算例:fy=345MPa,E=2.1×1011Pa,长细比λ=30,80,150,按照美国钢结构设计规范(AISC 360-05),欧盟钢结构设计规范(EN1993)和我国钢结构设计规范计算得到的整体稳定系数如表2所示。

由表中数据的比较可见,在工程常用的λ=80时,AISC规范的柱子曲线介于EN 1993和GB50017的a,b曲线之间。与EN 1993相比,GB 50017的a曲线略高于EN 1993中的a曲线。

3 有限元模型计算比较

本文计算的6个超高强度钢材焊接工形轴心受压柱的几何属性如图3和表1[1]所示,表1中,L为柱的长度,e为柱中截面处的总的几何初始缺陷,等于柱中截面处的构件初弯曲V0和荷载的初偏心e0之和。试件所用钢板为焰切边,采用气体保护金属极电弧焊焊接成工形截面。

有限元模型计算使用ANSYS通用有限元软件。柱子采用BEAM188单元,每根柱沿长度方向划分为50个等长单元。箱型截面采用PLANE82单元自定义划分网格,存为截面信息文件。模型单元划分见图3。

模型采用Mises屈服准则和双线性随动强化BKIN模型模拟理想弹塑性钢材本构关系。

残余应力采用文献[3]实测残余应力值如表1所示,建立初始应力文件,在分析时每个截面单元积分点从初始文件中读入相同的残余应力值。

有限元计算得到的典型试件的极限变形状态(z轴方向位移)。有限元计算得到的所有试件的极限承载力及其与试验结果的对比如表3所示,其中,test为试验值,RS表示采用残余应力分布模式用有限元计算得到的结果。

表3显示了六根柱的极限承载(RS项)与计算模型的计算结果(TEST),从其结果的比较可以看出,残余应力的变化对钢材焊接箱形截面轴心受压柱整体稳定承载力的影响较小,这与已有的相关研究结论一致。

4 结论

通过对上述轴压钢构件受力性能与设计计算的研究,可以得到以下结论:

(1)通过对压杆缺陷的各因素比较分析,得出杆件的残余应力对极限承载力影响最为严重,并且随着材料屈服点提高,残余应力的影响相对降低。

(2)AISC 360-05采用单一柱子曲线,因而不能充分考虑加工工艺、残余应力等因素对各种截面构件稳定承载力的影响;EN 1993和GB 50017分别采用5条和4条柱子曲线,较为科学的。

(3)通过有限元模型计算结果与已有文献试验的比较,得出考虑了几何初始缺陷与残余应力的有限元分析可以准确地计算试件的极限承载力。因此,可用来分析比较各种因素(截面形状、材料性能、残余应力、初弯曲、初偏心等)的影响,能较方便的绘制出多柱子曲线。

参考文献

[1]中华人民共和国建设部.规结-4-54,钢结构设计规范试行草案[S].1954.

[2]GB 50017-2003中华人民共和国建设部.钢结构设计规范[S].2003.

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[5]American Institute of Steel Construction.AISC 360-05.Specification forstructural steel buildings[S].Chicago,2005.

锚索框架梁的受力分析研究 篇10

1 锚索框架梁工作阶段划分

根据预应力锚索框架梁加固边坡体的作用机理和具体施工过程,可将其受力状态分为两个阶段,即张拉阶段和工作阶段。张拉阶段指的是张拉刚刚完成的阶段,此时作用在梁上的外力主要有锚索张拉力、梁下岩土体的反压力、梁的重力和梁底摩擦力。由于后两者相对前两者非常小,故这里只考虑作用于梁上的两个主要外力,即锚索张拉力和梁下岩土体的反压力。当锚索预应力张拉完成并锚固抑制稳定后,预应力锚索框架梁便逐渐进入工作阶段,此阶段是预应力锚索框架梁结构的主要受力阶段。这时作用在梁上的主要外力仍是锚索张拉力和梁下岩土体的反压力,但在工作阶段,由于锚索的存在,锚索紧拉框架梁抑制了坡体的滑移变形,起到加固坡体的作用,此时梁底反压力主要是来自梁底岩土体变形压框架梁而形成的主动岩土体压力。

2 数值模型建立

2.1 数值模拟方案

我们关心的问题是框架梁在边坡土体作用下内力的情况,为了分析简化,计算中只考虑一个框架梁单元的作用,忽略梁自重和

摩擦力作用,梁跟锚索假定为线弹性材料。

本次分析采用平面应变分析,对预应力锚索框架横梁的模拟比较困难,考虑到框架的力学作用主要是将岩土体的侧向压力传递给锚索,同时也将锚索的锚固力通过框架传递给下面的岩土体,横梁的作用增加了框架的刚度,因此本次分析时采用等效分析方法,即将框架中竖梁的惯性矩乘以1.5,以此来考虑横梁的作用。

框架梁进入工作阶段时,由于坡顶负载或者降雨等原因,使岩土体参数值降低,从而造成土体向外滑移,模拟中采取降低岩土体参数30%的方法模拟框架梁工作阶段时的受力。

2.2 计算模型

计算模型高45 m,宽56 m,上部为自由边界,作用两侧水平约束,底部固定。边坡模型见图1。

2.3 计算参数

框架梁横截面积为0.2 m2(宽0.4 m,高0.5 m),弹性模量为30 GPa,惯性矩为0.004 2 m4,纵梁按长12 m,6 m分别计算;锚索横截面积0.009 5 m2,弹性模量195 GPa,泊松比0.3,容重78 kN/m3,计算时,每根锚索的预应力均施加为150 kN。岩土体参数见表1。

3 计算结果分析

实际施工中,框架梁的破坏很少是由于剪力的原因引起的,故本文只讨论弯矩。结果见图2～图4。

3.1 张拉阶段

由图2,图4可知,张拉阶段中,在某一节点加载,除了在该节点处造成负弯矩外,还在另一节点处造成正弯矩。在加载过程中基本都是节点处弯矩绝对值比跨中大,而且节点处梁底都处于受拉状态。比较图2与图3,可以看出随着梁长度的增加,跨中弯矩向负弯矩方向发展,当梁的长度达到一定值时,其中间部位会产生负弯矩,而且随梁长度的增加,负弯矩会变得越大,因此在实际工作中,采取双筋设计或者锚索间距不宜过大。

3.2 工作阶段

图3为竖梁工作阶段弯矩图。工作阶段图3与张拉阶段图2相比,竖梁弯矩值增大,说明工作阶段框架梁的受力发生了改变,框架梁的内力增大,框架梁起到了约束坡体滑动的作用。

3.3 锚索框架梁对梁底土体附加应力影响

锚固效应产生的根本原因在于巨大的锚固力主动作用下坡体内应力的重新分布。图5为锚固前边坡应力云图,在无预应力作用下,坡面出现拉应力,表示坡体趋于破坏。图6为施加预应力后框架梁与岩体之间的土压力分布,土压力主要集中在节点附近,节点处大,跨中小。在锚固力作用下,坡体内应力发生了明显变化,主应力中心向锚固力集中区域即框架梁底部区域偏移,主应力向四周扩散,体现了预应力锚索的主动加固特性。一般自重应力引起的地基压缩变形绝大部分已经在地质历史时期完成,所以,影响坡体变形稳定性主要是由锚固力所引起的附加应力。预应力锚索框架中,锚索锚固到框架上,锚固力首先作用于框架,然后通过框架传递给土体,从而在岩土体中产生附加应力,调整岩土体内应力环境,达到加固边坡的目的。

4 结语

经过模拟分析,得出锚索框架梁主要受力变化规律情况如下:1)锚索框架梁不管是在张拉阶段还是在工作阶段,节点处弯矩值最大;工作阶段弯矩受力大于张拉阶段,且随着梁长度的增加,跨中弯矩向负值方向发展。2)坡体内应力在锚固力主动作用下进行了重新分布,土压力主要集中在节点附近,节点处大,跨中小,主应力中心向框架梁底部区域偏移,主应力向四周扩散。预应力锚索框架有效改善了边坡的应力应变状态。

注:孙建乐,王晗参与了本文的写作。

参考文献

[1]徐磊.预应力锚索地梁设计及其内力影响分析[D].成都:四川大学硕士学位论文,2006.

[2]刘宝奎.预应力锚索框架加固边坡的机理研究[D].北京:铁道科学研究院硕士学位论文,2006.

[3]蒋楚生,周德培,周应华.预应力地梁锚索改善边坡受力状态的理论分析[J].岩土工程学报,2005,27(8):25-27.