静力强度分析

静力强度分析（精选七篇）

静力强度分析 篇1

关键词：变速器壳体,有限元静力学分析,应力应变测试,安全系数

0 引言

变速器壳体是变速器结构中的重要组成部件, 起到支撑、保护齿轮传动机构的作用。壳体性能好坏直接影响整个变速箱结构的性能, 间接地影响整车的使用性能[1]。壳体强度不足会造成局部出现裂纹甚至壳体损坏, 刚度不足会影响齿轮传动平稳性、精确性, 从而降低整个变速箱的动态性能和使用寿命。壳体的动态性能会直接影响整个变速箱的振动和噪音, 从而影响驾乘人员的舒适性。因此, 提高变速箱的性能和工作效率, 是目前比较重要的研究方向。

1 变速器壳体有限元分析

1.1 有限元分析过程

有限元分析过程主要包括3个部分:前处理模块, 求解模块和后处理模块。前处理模块提供了一个强大的实体建模及网络划分工具;后处理模块是采集处理分析结果, 使用户能简便提取信息。总之, 有限元分析广泛应用于核工业、铁道、石油化工、航空航天、机械制造、能源、国防军工等一般工业及科学研究。

1.2 有限元模型

由于有限元分析过程中复杂的3D模型导入到ANSYS经典界面中, 往往因为几何模型失效而无法进行计算, 而ANSYS Workbench产品的推出解决了诸如此类的问题, 因此本分析采用ANSYS 12.0 Workbench软件。

箱体整体结构包括前壳、中壳、后壳、前后桥传动轴及输出轴轴盖。用Pro/E软件对三维实体进行造型[2], 并经过适当修改之后导入到ANSYS Workbench软件中, 如图1所示。

该模型的连接关系通过接触关系来实现, 当加入接触关系后, 程序将自动检测并添加接触关系, 而其它连接关系则需要手动加入。在本过程中需要添加的接触关系为摩擦接触。摩擦面的设定包括离合器壳与变速器中壳前端面之间摩擦因数设定为0.2, 并将该连接面的4处螺栓孔处设定耦合。分析中使用Targe170和Contact174来定义接触对[3]。

1.3 边界条件

施加边界条件为离合器壳端面及前、后桥传动轴轴端2个约束面, 具体均为约束其6个方向上的自由度。受力主要考虑变速器总成在1挡输入扭矩为250 N·m作用下的受力分析 (考虑安全系数为2.5) , 将计算到的齿轮受力分解到壳体轴承孔上, 以此来观察铝壳变速箱总成的强度和刚度变化。施加载荷结果如图2所示。

1.4 有限元分析结果

有限元结果应力云图如图3、图4所示, 总变形云图如图5、图6所示。从应力云图可以看出:箱体中壳轴承位置施加载荷处应力数值较大, 为100 MPa左右;箱体后壳轴承位置施加载荷处, 应力最大值为168 MPa左右;输出轴轴盖外表面处应力最大值约为43 MPa左右;离合器壳与中壳结合面处应力约为23 MPa左右;箱体离合器壳两侧开口处应力数值大小约为23 MPa左右;箱体离合器壳加强筋部分及螺栓连接孔附近应力数值大小约为16 MPa左右, 其余部位应力数值较小。

从总变形图可以看出:箱体前壳与输出轴轴盖变形较小, 中壳与后壳部分变形量较大;箱体最大变形量发生在输入轴轴端, 最大变形量为7.45×10-5 m左右。

2 变速器壳体静态扭矩载荷应力应变测试

2.1 测试仪器

测试试验采用DASP INV3020-CPCI高性能数据测试分析仪、SDY2101型8通道动态应变仪、电桥盒、信号线、应变片等仪器设备。测试系统的调试工作, 主要包括各次测试工作开始前动态应变仪的电桥平衡、增益选择及调整、正负方向的校准、低通滤波器档位的选择、桥压选择;应变片防短路的测试;桥路电阻的测试;系统各元件 (DASP测试分析仪、动态应变仪、电桥盒) 的接零防噪处理, 系统接通状态是否正常的测试以及数据预采集分析等工作[4]。

2.2 测试过程

实验采集了各应变计在静扭试验台从0 N·m加载到650 N·m时应变的变化数据, 其中在试验台加载到250 N·m、350 N·m、500 N·m、630 N·m时均有6~10 s停顿, 用来记录近似恒扭矩状态应变数据。

2.3 数据处理

实验数据处理时, 从每一测点的全程应变数据中截取静扭试验台4个档位时的对应的应变数据, 截取时间为2 s, 数据点数为2 048, 对截取后的数据求平均值并记为该点在静扭试验台该档位时对应的应变数据值。应力计算公式如下:

对应力计算完成之后的数据在Matlab环境中编译[5], 各测点应力变化情况以图示形式表现出来, 在图7中只列出测点1的应力变化情况。

2.4 静态扭矩实验结果

在实验加载2.5倍输入扭矩时, 前箱两个窗口附近区域呈现出应力集中现象。其中前箱与中箱螺栓连接附近区域呈现出较大应力, 最大应力值为15.55 MPa, 小于箱体材料的抗拉强度值。箱体左右两侧近似对称位置测点所受拉应力或压应力呈对应分布。

3 结论

1) 从实验测试应力分析结果和有限元分析结果对比看, 应力集中区域多分布在前箱与中箱螺栓连接处及前箱窗口附近, 均在箱体材料抗拉强度范围之内。

2) 变速箱在承载扭矩过程中, 同一测点受力呈单向分布趋势, 即测点在承受一个方向较大应力的同时, 在与该方向垂直方向所承受应力较小。各测点合成应力数值上与单向应力相差不大, 方向与单向较大应力方向基本一致。

3) 通过实验验证后的有限元分析结果, 可以更准确地对后续的壳体优化提供依据。

参考文献

[1]陈家瑞.汽车构造:下册[M].北京:机械工业出版社, 2006.

[2]王望予.汽车设计[M].北京:机械工业出版社, 2000.

[3]宋志安.机械结构有限元分析-ANSYS与ANSYS Workbench工程应用[M].北京:国防工业出版社, 2010.

[4]周生国.机械工程测试技术[M].2版.北京:国防工业出版社, 2005.

静力强度分析 篇2

关键词：高强度预应力混凝土管桩,静力压桩,质量控制

高强度预应力混凝土管桩静力压桩法施工已普遍用于房屋建筑和桥梁、码头等工程中,以静力压桩法施工工艺替代锤击,既无噪声也对环境无污染,在广州地区得到了较多应用。高强度预应力混凝土管桩静压法施工是通过静力压桩机的压桩机构自重和桩架上的配重作反力将预制桩压入土中的一种成桩工艺。

下面以广州市金沙洲新社区工程(三标段)的桩基工程为例,介绍高强预应力混凝土桩基静压法施工优缺点、施工工艺、特殊情况的处理、质量控制要点。

1 工程概况

广州市金沙洲新社区工程施工(三标段)块工程地处广州最西端,四周被珠江包围,与佛山市南海区相邻。东临金满家园,西靠环城高速,南接凤岗村,北贴规划道路。含8栋6层住宅楼、4栋11层住宅楼、4栋18层住宅楼,总建筑面积134 440.81 m2,其中地下建筑面积约17 601.4 m2。

该工程桩基础采用高强预应力混凝土管桩静压法施工(3台型号为YZY240的桩机),管端设计持力层为中风化(或微分化)灰岩;管桩规格为两种,其中PHC ϕ400×95的桩长9 m～15 m,共打设1 760根,PHC ϕ500×125的桩长8.5 m～19 m,共打设1 003根。工期为26 d,平均每台压桩机每天压桩35根。

2 施工工艺

1)桩基的基本工艺流程如下:

测量定位→管桩就位、对中、调直→压桩→接桩→再压桩→送桩(或截桩)。

2)场地整理。

根据现场的实地踏勘情况,进场后首先应进行施工场地的整理工作,主要包括原场地表层的清理及平整,为管桩到场后的吊装堆放及桩机进场后的就位做好充分的准备。场地平整及清理采用人工配合机械作业。

3)桩位测设。

根据桩的设计位置及测量控制网的布设,绘制出桩位图及测量放样资料,按照国家测量规范,在实地放出桩中心点,设立明显的标志,并标出桩的编号,在插桩时,桩的中心须与所放中心点吻合,确保桩位的正确。

4)试压桩。

为确定单桩承载力是否满足设计要求,打桩前应进行单桩竖向抗压静载试验。试桩标准按国家有关单桩竖向抗压静载荷试验中有关标准进行。

试桩方法:为了摸清桩的荷载与沉降关系,确定其允许承载能力,试桩应模拟实际荷载情况,进行加荷试验。要求预制桩在入土后7 d以上(淤泥质土15 d),才能进行试桩。加荷设备为500 kN,1 000 kN,2 000 kN千斤顶,配以相应的油压表或测力环,所用仪表有百分表、水平仪等。百分表要设在牢固的支架上。应检查仪表是否灵敏,千斤顶在桩顶上安放是否平稳,四周的安全架应用木楔垫稳,并要校准仪表。

加荷应分段进行。每段荷载值应为桩的静力计算允许承载力的1/10,第一级的加荷值可为1/5。加荷要均匀、轻放、对称,加荷后经检查平稳,才能将四周安全架上的木楔移开使桩自由下沉。每次观测记录间隔时间,在每级加载后的第一个小时内每隔15 min测读一次,以后每半小时读一次。每级荷载作用下,桩的沉降量在每小时内小于0.1 mm时,则认为已经稳定,可加下一级荷载。

终止试验后即可卸荷,卸荷的每级荷载为加载时的2倍,每级卸载后隔15 min测读一次,读两次后,隔0.5 h再读一次,即可卸下一级荷载。全部卸载后,隔3 h～4 h再测读一次。做好详细记录,则试桩宣告结束。然后对测试数据进行分析,为正式压桩提供数据。

5)压桩次序。

根据压桩施工区域内的地质情况和基础几何形状,合理选择打桩顺序,先里后外,由中心逐渐往外侧对称施工。本工程基础形状规则,施工时遵循“对称施工”的原则,先打中间桩,后打边区桩;先打毗邻建筑物的桩,后打远离建筑物的桩,降低桩基的侧向位移,保证应力的平衡。

6)压桩。

初压时如果下沉量较大,宜采取轻压,随着沉桩加深,沉速减慢,压力逐渐增加。在整个压桩过程中,要使压杆、桩帽、桩身尽量保持在同一轴线上。必要时应将桩架导杆方向按桩身方向调整。要注意尽量不使管桩受到偏心压力,以免管桩受弯。压桩较难下沉时,要检查桩架导杆有无倾斜偏心,桩身是否垂直,每根桩宜连续完成,以免难以继续下压。

7)接桩。

接桩时要注意新接桩节与原桩节的轴线一致,两施焊面上的泥土、油污、铁锈等要预先清刷干净。当下节桩的桩头距地面1 m～1.2 m时,即可进行焊接接桩。接桩时,上节桩找正方向后,对称点焊4点～6点加以固定,管桩焊接施工应由有经验的且有专业焊工证的焊工按照技术规程的要求认真进行,焊缝要均匀饱满,焊接后要等待规范规定的冷却时间后才能继续施工,以免焊缝处入土急冷后使接头处冷脆影响使用寿命,如果设计有防锈要求,焊缝还须做防锈处理。

8)送桩。

为将管桩压到设计标高,需要采用送桩器,送桩器用钢板制作,长3 m～5 m。制作送桩器的原则是压入阻力不能太大,容易拔出,能将压力有效地传到桩上,并能重复使用。

9)收桩。

本工程对静压管桩的收桩,要求进行多次的复压,以消除桩端土体回弹对桩极限承载力的削弱,且每次复压持续时间不少于1 min,确保桩的承载力达到设计要求。

3 质量控制要点

3.1 原材料质量控制

管桩无论是委托预制或是直接购买,都要把好原材料质量关,对于委托的单位或是购买的预制厂家均应具备高强预应力管桩加工生产的施工资质,确定厂家前应会同监理工程师、业主代表等前往实地认真考察,成品桩的外观应无蜂窝、露筋、裂缝、色感均匀、桩顶处无裂隙,桩径、管壁厚度、桩尖中心线、顶面平整度、桩体弯曲等规范有强制性要求的,必须符合有关要求,管桩起吊运输中应免受振动、冲撞,确保运至现场的产品合格。

3.2 压桩过程质量控制

1)准确无误的放样数据计算,正确规范的施工放样操作,是确保桩位标准的前提,决不允许出现因测量放样而引起桩位错误的情况发生,所以在放样全过程中一定要反复校核,严禁发生错误。

2)接桩的焊缝一定要由有经验的且有专业焊工证的焊工按照技术规程的要求认真进行,确保焊缝要均匀、饱满符合设计及规范要求,电焊结束后的停歇时间、上下节平面偏差、节点弯曲矢高均应满足规范的要求。

3)最后的成桩要采取长度及压力双控,长度及压力均应满足设计要求。

4)压桩的次序要合理,一定要坚持先里后外、先中心后边区、先深后浅、先密后疏、先近后远(离建筑物近的桩先压,远的后压)的原则施工,尽量降低挤土效应。

5)插桩及接桩应确保中心正确、桩身垂直。桩尖就位、对中、调直。对于YZY型压桩机,通过启动纵向和横向行走油缸,将桩尖对准桩位;开动压桩油缸将桩压入土中1 m左右后停止压桩,调正桩在两个方向的垂直度。第一节桩是否垂直,是保证桩身质量的关键。

6)垂直度控制。通常用两台经纬仪、夹角90°方向进行监测。须注意第一节桩桩尖导向必须垂直;地基表面有坚硬石块必须清除,使桩身达到垂直度要求。

7)压桩。通过夹持油缸将桩夹紧,然后使压桩油缸伸程,将压力施加到桩上,压入力由压力表反映。在压桩过程中要认真记录桩入土深度和压力表读数的关系,以判断桩的质量及承载力。当压力表读数突然上升或下降时,要停机对照地质资料进行分析,看是否遇到障碍物或产生断桩情况等。

8)对压桩过程中的任何异常情况,应向监理工程师和设计单位反映,以便及时作出正确的应对措施,严禁自行解决。

4 结语

本工程高强度预应力混凝土管桩静力压桩法施工26 d,完成静力压桩2 763根,采用动测检测其完整性,采用静载试验或高应变动测法检测承载力。检测数量按照规范及设计要求进行,对于小应变试验每根桩均做,对于静载试验或大应变试验进行抽检,工程质量优良。由于高强度预应力混凝土管桩静力压桩法施工具有低噪声、无振动、无污染、造价低、施工速度快等优点,以及人们对静压管桩的理论研究和工程实践经验的不断积累,相信静压管桩技术应用水平将会不断地得到提高。

参考文献

静力强度分析 篇3

该下承式简支钢桁架桥长为72 m，每个节段为12 m，宽为12 m，高20 m，桥的面板为0.45 m厚的混凝土板。该桥的端斜杆、上下弦、腹杆及横向连接杆均为工字型钢。钢桁架桥简图见图1。

2 建立有限元模型———钢桁架桥

2.1 桁架结构的特点

各杆件受力均以单向拉、压为主，通过对上下弦杆和腹杆的合理布置，可适应结构内部的弯矩和剪力分布。由于水平方向的拉、压内力实现了自身平衡，整个结构不对支座产生水平推力。结构布置灵活，应用范围非常广。根据桁架结构的特点，在AN-SYS中，钢桁架结构用Beam系列单元模拟，混凝土结构用Shell单元分析。

2.2 建立有限元模型

依照表1的材料属性及图1的数据，建立有限元模型如图2所示。

3 静力分析

在模型的中心节点分别施加50 k N的垂直向下的力，在该荷载的作用下，钢桁架桥的内力图和节点位移图分别如图3，图4所示。根据图3可知，内力最大值在桥的腹部中心处附近，从图4中可看到，桥中央处的节点位移最大，向下的偏移最明显，即挠度最大发生在桥跨中部。

4 地震荷载响应分析

在ANSYS中给模型加以水平地震波EL400，在该地震波作用下的位移—时间曲线如图5所示。在X轴方向的是位移动态图如图6所示。由图6说明，在地震波的作用下，在X轴方向各个节点位移可以清晰看出，随着时间的推移在不断变化。

5 结语

在ANSYS中，对有限元的动力分析理论主要包括反应谱理论、随机振动等非线性振动理论，以及现在数值仿真中常用的时程分析法。随着电子计算机的广泛应用，将实际地震的加速度输入结构计算模型，直接分析结构的地震反应已成为可能。可直接获得地震过程中结构节点各时刻的位移、速度和加速度，从而计算各个时刻地震作用和构件的地震内力。

摘要：在有限元分析软件ANSYS环境下,对建立的有限元模型某钢桁架桥的桥体在静力的作用下进行节点的位移分析。同时,在该桥体侧向施加地震谱,分析该结构的地震荷载响应,并得出一些结论。

关键词：钢桁架桥,有限元分析,节点位移,地震荷载

参考文献

[1]张朝晖,李树奎.ANSYS11.0有限元分离理论与工程应用[M].北京:电子工业出版社,2008.

静力强度分析 篇4

为了满足《建震设计规范》 (GB50011-2001) 中“小震不坏, 中震可修, 大震不倒”的抗震设防目标, 设计人员需要了解结构从小震作用下的弹性状态逐步随着地震作用的增大而进入弹塑性状态, 即结构在 (设防烈度地震) 和大震作用下的工作性能, 并采用适当的抗震措施以保证结构的抗震性。对结构进行罕遇地震作用下的静力弹塑性 (Pushover) 分析, 是在基于性能的抗震设计方法中, 以量化的计算结果来评价结构在大震作用下是否满足“不倒塌, 重要构件不发生严重损坏”的抗震性能目标的具体实现手段之一。

介绍了静力弹塑性分析方法的原理, 并详细讨论其在工程设计中的应用。

2 Pushover分析原理

Pushover方法是对结构在罕遇地震作用下进行弹塑性变形分析的一种简化方法与反应谱法类似, 本质上是一种用静力来模拟地震力的分析方法。具体地说, 就是在结构计算模型上施加按某种规则分布的水平侧向力 (例如按振型分解反应谱法计算得出的水平地震力) , 单调加载并逐级加大;一旦有构件开裂 (或屈服) 则修改其刚度 (或使其退出工作) , 进而修改结构总刚度矩阵, 进行下一步计算, 依次循环直到结构达到预定的状态 (成为机构、位移超限或达到目标位移) , 从而判断是否满足相应的抗震能力要求。Pushover方法分为两个部分, 首先建立结构荷载-位移曲线, 然后评估结构的抗震能力。该方法能够很好的估计结构的整体和局部弹塑性变形, 同时也能揭示弹性设计中存在的隐患 (包括层屈服机制、过大变形以及强度、刚度突变等) 。研究成果和工程应用表明, 在一定适用范围内Pushover方法能够较为准确地反映结构的非线性地震反应特征, 对高层建筑结构不失为一种可行的简化分析方法。其主要过程如下:

2.1 建立需求谱

结构的地震作用需求谱实际上就是质点的地面运动加速度反应谱。我国规范采用地震影响系数a为纵坐标, 结构周期T为横坐标的地震加速度反应谱, 称为地震影响系数曲线。将地震影响系数曲线的横坐标T改为谱位移Sd, 则以谱加速度Sa (Sa=αg) 为纵坐标, 谱位移Sd为横坐标的新的地震影响系数曲线, 即为静力弹塑性分析法中的地震作用需求谱。

2.2 建立能力谱

在等效于地震作用的某种水平力作用下, 通过增量控制进行结构的非线性静力分析, 直到顶点达到目标位移, 从而得出基底剪力-结构顶点位移Vb-Un曲线, 再将其转化为谱加速度-谱位移Sa-Sd曲线, 即为能力谱。

2.3 计算结构阻尼比

结构在侧推 (Pushover) 过程中构件进入弹塑性状态, 阻尼随着增加, 沿着能力谱曲线上每一点, 都可计算该时刻下的结构阻尼比。

2.4 结构性能点确定

将结构的能力谱与规范在罕遇地震下的需求谱叠加, 可计算结构的性能点。计算出能力谱曲线上每一点的阻尼比, 阻尼比沿曲线由小到大变化, 而需求谱则随阻尼比增加, 由外到内收缩。因此能力谱曲线上必有一点的谱值与该点同阻尼比的需求谱重合, 这一点就是结构的性能点。

2.5 罕遇地震下的结构位移

由结构的性能点, 可得相应结构的顶点位移, 相应的结构各层变形即反映结构在罕遇地震下各层的位移。计算结构层间位移角, 与规范要求对比, 判断结构是否满足大震变形要求。由结构塑性铰的分布, 判断结构薄弱层所在。

3 工程实例

为说明静力弹塑性 (Pushover) 分析在实际工程中的应用, 现举以下工程实例:

工程概况:本工程设2层地下室, 底板面标高为-9.10米;地面以上为46层, 1～5层为裙楼, 五层以上为41层住宅, 层高3.0米, 总高度为146.85米。采用框支剪力墙结构体系, 局部的剪力墙在五层进行转换, 核心筒及主要剪力墙直接落地, 最大高宽比为5.0。抗震设防烈度为7度, 设计地震分组为第一组, 设计基本加速度为0.10g, 场地类别为2类。

本工程采用土木建筑通用结构分析及优化设计软件MIDAS/Gen进行Pushover推覆分析。MIDAS/Gen程序的特点为, 除梁、柱杆件单元外, 剪力墙可由程序自动设塑性铰而不需人工模拟为杆件单元, 其塑性铰实质上也是简化为3D杆单元的塑性铰, 该种模型已基本能满足工程精度要求。在MIDAS/Gen完成整体计算和构件设计并进行配筋赋值后, 即可对同一模型进行Pushover分析。

3.1 计算假定

本工程为简化模型, 节省计算时间, 模型中采用了刚性楼板假定, 这一模型已能满足计算精度要求。

在计算构件塑性铰特性时, 采用了Midas软件按中国规范所作的计算配筋结果并按构造加强措施进行了相应的调整。构件塑性铰均采用Midas软件内置的FEMA模型, 该模型参数与美国FEMA273和ATC40参数取值保持一致。塑性铰分布位置:

所有框架梁两端均添加M-M弯曲铰和剪力铰;

所有框架柱和剪力墙两端均添加P-M-M轴力-弯曲相关铰;

所有框架柱和剪力墙中部均添加shear剪力铰。

实际设计时, 应控制框架柱和剪力墙不出现剪力铰, 否则会引起构件的脆性破坏, 在程序中设置剪力铰的目的是为了发现结构抗剪的薄弱环节, 在施工图设计中予以相应加强。

3.2 加载顺序与水平作用力的竖向分布

竖向与水平荷载分三步施加于结构上, 如下所述:

第一步:施加重力荷载, 荷载取值为重力荷载代表值;

第二步:维护第一步所施加的重力荷载不变。水平作用力值从零开始逐步增加, 每次增加一个小的增量。随着非线性静力分析的进行, 监视屋顶在水平作用力方向的水平位移。当屋顶水平位移超过预见的水平水移值时 (本工程取值2.5m) , 非线性静力分析在人工干预下结束。

水平作用荷载需反映各层惯性力的水平力, 并尽可能地考虑结构高阶振型的影响。在本工程中所采用的水平分布如下:水平推覆力的沿高度的分布按照弹性地震CQC法得到的层地震力进行分布。反应谱分析应包括足够的振型数以便各振型有效质量的总和不小于结构总质量的90%。根据FEMA356的建议, 对基本周期大于1秒的建筑, 应采用这种模式。该种加载模式至少能保证在弹性小震和塑性发展较轻的中震作用下, 地震力的分布较为接近实际。事实上, 不同的加载方式将对Pushover的分析结果产生重大的影响。

3.3 Pushover分析结果

结构的安全评估将从结构整体性能和构件塑性变形程度两个方面来考察。整体性能的情况通过弹塑性层间位移角、剪重比、结构顶部位移、底部剪力、结构塑性发展的过程及塑性发展的区域来评估。构件则通过构件塑性铰的变形发展程度来评估。

a.

性能控制点处结构的内力和变形数据见表1。

b.Pushover分析所得各种性能曲线

Pushover分析所得的双向顶点位移-基底剪力曲线、需求能力谱曲线、性能控制点处 (对应于结构遭受罕遇地震状态) 弹塑性层位移及层间位移角曲线、楼层剪力和弯距及相应柱和剪力墙的塑性铰分配。 (见图1-4)

c.剪力墙抗剪承载力分析

由Pushover分析结果, 在性能控制点处, 各栋剪力墙均未出现剪力铰, 即剪力墙抗剪能力足够, 不会发生剪切破坏。

d.框支柱承载力分析

对E轴交24轴的唯一一根框支柱, 由Pushover的结果数据查得, 在罕遇水平地震作用下 (相应于性能点处) , 框支柱的轴力标准值为4711.6KN, 较大方向的弯距标准值为987.9KN.m, 相应的剪力为161.1kN, 计算可知按构造配筋则满足要求, 故其不会发生屈服。

e.转换梁承载力分析

以H轴交1～6轴的1400×2000转换梁为例, 由Pushover的结果数据查得, 在相应方向的罕遇水平地震作用下 (相应于性能点处) , 转换梁较大的梁端负弯距标准值为7590KN.m, 剪力标准值为5025KN, 按计算所需的面筋为111.8cm2, 箍筋为2.0cm2, 相应小于SATWE的面筋面积140cm2, 及箍筋面积13.7cm2, 故其不会发生屈服。经验算, 其他转换梁也可以满足在罕遇地震作用下, 不出现屈服或强度破坏。

此推断, 在罕遇地震作用下, 结构的抗震性能满足“不倒塌, 重要构件不发生严重损坏”的抗震设计目标。

摘要：介绍静力弹塑性 (Pushover) 分析的基本原理和方法, 并对某高层住宅进行大震作用下静力弹塑性推覆分析, 在分析结果的基础上对结构进行一定的调整, 以保证结构安全。

关键词：超高层,抗震性能,静力弹塑性

参考文献

[1]GB50011-2001.建筑抗震设计规范[S].北京:中国建筑工业出版社, 2001.

[2]JGJ3-2002高层建筑混凝土结构技术规程[S].北京:中国建筑工业出版社, 2002.

[3]徐培福等.复杂高层建筑结构设计[M].北京:中国建筑工业出版社, 2005.

套筒连接机构的静力数值仿真分析 篇5

有限元法最初被称为矩阵近似方法,应用于航空器的结构强度计算,由于其方便性、实用性和有效性而成为一种应用 广泛并且 实用高效 的数值分 析方法。 ANSYS软件是有限元分析最常用的一种软件,极强的分析功能覆盖了几乎所有的工程问题,在我国也得到了广大用户的承认和推崇。本文通过ANSYS软件对套筒连接机构在载荷下的变形和应力进行了研究, 并通过一种新的方法获得了无法直接从云图中得到的套筒自身的相 对弯曲变 形的最大 值,新方法对ANSYS分析后处理中的变形云图进行一定处理后导入Auto CAD软件中进行关键尺寸的测量,从而可以得到套筒的变形对套筒内部功率传输设备的影响。

1分析模型的建立与工作载荷条件

1.1套筒连接机构分析模型的建立

之前通过UG建模软件已经对套筒连接机构进行了详细的结构建模,而在ANSYS有限元数值仿真分析中,需要对模型进行适当简化,保留模型的主要承载机构和零部件之间的连接特征,去除细小的无关紧要的零部件和特征,如小孔特征和螺钉零件等,这样有利于有限元网格的划分和计算机资源的合理利用,并且不会影响主承载部件的分析精度。经过适当简化之后,获得的套筒连接机构简化模型如图1所示。套筒中间为通孔式结构,功率传输设备通过套筒内的通孔, 套筒对功率传输设备进行防护,套筒端面2连接固定于工作时存在平移位移载荷的部件,套筒端面1连接固定到支撑机架上,支撑机架通过底部固定位置可靠固定。套筒由五段组成,彼此通过螺栓螺母连接在一起构成一整体套筒。套筒连接机构主要由套筒和支撑机架组成,将简化后 的模型通 过接口从UG中导入ANSYS中,就可以进行数值仿真分析。

1.2套筒连接机构工作载荷条件

如图1所示,在工作时,套筒连接机构端面2由于受外界载荷的作用会产生一定量的形变,当套筒连接机构的变形使得套筒的相对弯曲变形过大时,会使功率传输设备发生弯曲变形,从而影响到功率传输设备的正常工作。需要说明的是,在套筒根部和支撑机架连接处在载荷作用下发生角度偏转时,套筒内部的功率传输设备会随之旋转相应的角度,就是说功率传输设备相对套筒两端面有自定心作用,也就是说功率传输设备所在的直线始终会通过套筒两端面的圆心。功率传输设备与套筒通孔的最小直径差距为0.52mm, 因此对功率传输设备影响最大的就是在载荷作用下套筒自身的弯曲变形程度,验证套筒的弯曲变形能否引起功率传输设备的弯曲变形,这也是最主要的分析考察目的。

套筒连接机构的设计承载要求是套筒端面2在承受最大横向位移载荷(为1 mm)的情况下,能保证功率传输设备不发生弯曲变形,套筒连接机构的位移载荷形式可以看作是套筒端面受约束的横向平移。

2套筒连接机构的数值仿真分析

导入ANSYS Workbench中的模型,通过材料定义、接触定义、网格划分、边界条件和载荷施加、有限元求解等一系列过程就可以完成对套筒连接机构的静力学数值仿真分析,并通过对分析结果的讨论和研究得出相关结论。

2.1材料与接触定义

由于套筒与功率传输设备之间的间隙很小,因此套筒和机架材料的选择就比较苛刻,要选择刚度和硬度较好的材料,其中套筒使用材料为不锈钢2Cr13,其余承载机 架使用材 料为钛合 金TA2,在ANSYS Workbench分析中分别给各个零部件赋予正确材料。

由于分析模型是装配体,因此定义各个零部件之间的接触关系至关重要,套筒连接机构简化后的零部件之间的接触基本为绑定 接触方式,ANSYS Workbench软件中全部接触会自动设为绑定接触方式,当然也可以根据实际接触情况的不同进行修改和删除操作,在这里将套筒连接机构模型中的所有接触均设为绑定接触方式,这样可以有效地等效产品实际装配中采用的螺栓螺母等连接形式。

2.2网格划分

统筹考虑计算机资源和分析精度要求,最后模型统一划分为六面体网格,支撑机架和套筒的网格划分结果分别如图2和图3所示。支撑机架和套筒的网格单元尺寸均为20mm,在零部件接触处使用单元尺寸10mm,这样大小的网格相对于模型大小和分析精度来说已经足够。

2.3边界条件与载荷施加

边界条件为在支撑机架底面四个圆面固定处施加固支约束,如图4所示。

在套筒端面与天线体连接端施加位移载荷。加载方向为沿套筒端面横向,大小为1mm,并与水平面方向平行,如图5所示。

2.4求解分析结果

图6和图7分别为在套筒端面施加1mm的横向位移载荷条件下得到的机构整体和套筒变形云图。由图6和图7可知,最大变形为1mm,最大变形位置在套筒端面和靠近套筒端面的位置。

图8和图9分别为在连接支撑套筒端部施加1mm的横向位移载荷条件下得到的机构整体和套筒等效应力云图。由图8和图9可知,最大等效应力为14.575 MPa,远小于材料的屈服极限,可见整体结构和套筒均处在弹性变形阶段。

3套筒弯曲变形程度的测量

以上分别获得了套筒连接机构在横向载荷作用下的变形和应力云图,而最关注的套筒自身的相对弯曲变形的最大值却无法从云图中直接获得,由于套筒并非是均匀形状,每一段套筒的形状有所差别,因此套筒刚度不均匀,套筒的变形比较复杂,无法采用简单均匀的悬臂梁进行等效,也无法利用材料力学中的相关悬臂梁变形计算公式直接计算得到。因此本文采取一种新方法,对套筒连接机构分析后处理中的变形云图进行变形程度放大处理后导入Auto CAD软件中进行关键尺寸的测量。

由于套筒自身的弯曲变形程度很小,因此在ANSYS后处理中将套筒的弯曲变形程度放大1 100倍, 并显示套筒未承载变形前的位置状态,然后将变形云图导入Auto CAD中,如图10所示。在Auto CAD中分别绘制出套筒变形前、后的中心线,已经知道套筒端面中心变形为横向平移1mm,通过CAD中尺寸测量可以得到套筒相对弯曲变形的最大值与端面横向平移大小的比例关系,从而通过计算可以得到套筒弯曲变形后自身的相对弯曲变形的最大值为0.148 mm,由于套筒的弯曲程度已经被放大了1 100倍,因此采用此种测量方法的测量误差较小,可以采信。

如图11所示,通过零部件尺寸公差计算得知套筒内孔内径和功率传输设备在直径方向的最小间隙为0.52mm,由于功率传输设备和套筒两端面之间的自定心作用,因此在半径方向的最小间隙为0.26 mm, 由上得知套筒自身的相对弯曲变形的最大值为0.148 mm,可知套筒的弯曲变形没有使功率传输设备发生弯曲变形,不会影响功率传输设备的正常工作,因此满足之前设定的套筒连接机构的设计承载要求。

4结论

本文以套筒连接机构为研究对象,将三维建模软件UG、有限元分 析软件ANSYS和绘图软 件Auto CAD有机结合起来,对套筒连接机构进行了静力有限元数值仿真分析,通过UG三维建模、ANSYS有限元数值仿真分析、Auto CAD测量关键结果,完成了对套筒连接机构在位移载荷作用下相对弯曲变形对功率传输设备影响情况的评估,验证了套筒连接机构的承载可靠性。

摘要：功率传输设备通过套筒连接机构的套筒内部通孔,功率传输设备和套筒通孔之间的间隙较小,套筒连接机构在工作载荷下会发生变形,设计要求套筒的弯曲变形不会引起功率传输设备的弯曲变形。通过有限元数值仿真软件ANSYS对套筒连接机构在自身的工作条件和相关位移载荷下的变形和应力进行了研究,并得到了套筒自身弯曲变形,评估了套筒的弯曲变形对功率传输设备的影响。分析结果表明套筒连接机构达到了设计的承载要求。

万家沟拱坝静力性态分析评价 篇6

万家沟水库大坝为混凝土变厚三心圆弧拱坝，坝顶高程1 134.00 m。顶层弧中心角89.5°，弧长275.06 m，顶层拱高程为1 129.41 m，拱顶厚度为3.80 m，底层拱中心角为63.5°，弧长107.83 m，高程1 077.21 m，厚度14.8～16.0 m,1 129.41 m水平面为等厚三心拱，自拱冠向两侧沿坝轴线曲线距离每20 m设置横缝，将坝体分为左右共14个坝块，拱坝最大坝高56.79 m。坝体位于F 1和F 2断层之间，两条断层距离90 m，断层破碎带倾角较大，水库施工过程中对两条断层破碎带已做了混凝土补强处理。泄洪设施为坝顶开敞式溢洪道，位于拱坝中部坝段顶部，共设3孔，每孔净宽为10 m。堰型曲线为WES堰，堰顶高程为1 129.41 m，与正常高水位齐平，消能为挑流弧型消能方式。万家沟水库于1991年7月开工兴建，到1997年基本完工运行，属于边设计边施工，边施工边修改的工程。目前拱坝上、下游面保温隔热板脱落，坝体接缝处存在多处漏水点。为了解拱坝结构强度性态，为除险加固设计提供依据，本文采用拱梁分载法和有限单元法对万家沟拱坝应力状态进行了静力分析[1]。

1 基本参数

1.1 材料参数

2 0 0 9年初，对坝体混凝土的抗压强度进行了回弹法检测，1、2试验段的干抗压强度的实测值为17.5 MPa,3、4试验段的干抗压强度的实测值为9.8 MPa。拱坝容许应力：基本组合时，容许拉应力1.5 MPa，容许压应力为9.8 MPa，特殊组合时，容许拉应力为2.228 MPa，容许压应力为13 MPa。本次分析计算采用的材料参数见表1。

(静态)

注：地基各层岩体材料参数取每一层岩体弱-微-新鲜3类的平均，混凝土动态强度和动态弹性模量的标准值较静态标准值提高30%。

1.2 计算工况和荷载组合

静力计算采用3种工况，各种工况的荷载组合如下：

工况1：自重+静水压力(正常高水位)+设计正常温降+扬压力+泥沙压力;

工况2：自重+静水压力(正常高水位)+设计正常温升+压力+泥沙压力;

工况3：自重+静水压力(设计洪水位)+设计正常温升+扬压力+泥沙压力。

2 静力计算分析

2.1 计算分析模型

对万家沟拱坝的静力计算分析采用拱梁分载法[2]和有限单元法[3]，并对两种方法的计算成果进行分析比较。拱梁分载法采用5拱9梁的多拱多梁法，由于万家沟拱坝为三心变厚拱坝，型体上比较复杂，在建模阶段对模型进行了一定的简化处理，拱梁分载法的模型如图1所示。

万家沟拱坝有限元计算模型的范围：上游方向取1倍左右坝高(约50 m)，左右坝肩各取1倍左右坝高(约50 m)，下游方向取2倍坝高(约100 m)，坝基岩体取1倍坝高(约50 m)。模型坐标系取为：X轴为顺河向，向下游为正;Y轴为垂直河流方向，向左岸为正;Z轴取为竖直向，向上为正。在划分有限元网格时，根据断层走向，软弱带的分布及地质条件的变化而划分，尽量使划分的单元反应实际情况，其中主要考虑了F 1、F 2两条对坝体影响较大的断层破碎带。单元采用六面体8节点等参单元和少量五面体6节点等参单元，在坝基与建基面采用薄层单元。模型共划分了27 671个单元，32 500个节点。图2为整个坝体的三维有限元网格图。模型的约束条件为：对地基部分的4个侧边界进行法向约束，地基底部边界进行固定约束，坝体部分不进行约束。

2.2 静力结构计算成果分析

在正常高水位和设计洪水位情况下，坝体将产生不同的位移和应力。根据拱坝坝体应力及位移的分布特点，选取拱冠梁的坝顶、坝踵和坝趾及拱端等部位的控制节点应力和位移进行重点分析。计算中，拱梁分载法和有限元法均取拉应力为正，压应力为负。

2.2.1 工况1

(1）拱梁法成果分析

在荷载组合1作用下，考虑温降作用，由拱梁分载法得到的上游面、下游面的拱向应力、梁向应力如图3、图4所示。

从拱梁法计算得到的结果，坝体的最大主拉应力为2.4 MPa，出现在拱冠梁上游坝踵处(▽1 077.21 m高程)。最大压应力值为2.17 MPa，出现在拱冠梁下游坝趾处(▽1 077.21 m高程)。计算得到的拉应力值较大，大于容许拉应力(1.5 MPa)。顺河向最大位移值为3.6 cm，出现在拱冠梁上游面坝顶处。整体上说，坝体大部分部位向下游位移。

(2）有限元计算结果分析

在荷载组合1作用下，考虑温降作用，由有限元计算得到的第一主应力图及顺河向位移分别如图5～8所示。

有限元分析计算得到的坝体主应力和顺河向的位移分布情况可以看出，坝体的最大主拉应力为2.014 MPa，出现在拱冠梁上游坝踵处(▽1 077.21 m高程)。出现拉应力的范围较大，主要分布在上游侧的坝体和建基面处、坝肩处，以及拱冠梁附近出的下游坝面处，且拉应力的值比较大。最大压应力值为3.06 MPa，出现在坝体下游面右侧(▽1 096.3 m高程)坝基与基础面约束处。下游面坝趾和坝肩处的压应力相对较大，此外，在两岸河床和坝肩之间的坝段▽1 107.41 m高程处出现压应力集中的现象，不过压应力值不大，普遍在0.85 MPa左右。顺河向最大位移值为2.764 cm，出现在拱冠梁上游面坝顶处。整体上说，坝体大部分部位向下游位移，较少部位向上游位移，且向上游位移值较小。

3.2.1.3工况1计算结果

由拱梁法和有限元计算结果可以看出，两种方法计算得到的相应节点应力和位移的数值存在一定的差别，但是总体来说，变化规律相似：上游面较大范围内出现拉应力值，下游面特别是坝基处出现压应力。在工况1组合下，拱冠梁坝踵处出现较大拉应力，其中拱冠梁法计算得到的拉应力(2.4 MPa)超出容许拉应力值(1.5 MPa)，有限元计算得到的该处拉应力值(2.014 MPa)也超过容许拉应力值。两种方法计算得到的顺河向位移值分别为3.36 cm和2.76 cm，最大位移较大。

2.2.2 工况2

(1）拱梁法计算结果分析

在荷载组合2作用下，考虑温升作用。从拱梁法计算得到的结果，坝体的最大主拉应力为2.23 MPa，出现在拱冠梁上游坝踵处(▽1 077.21 m高程)。最大压应力值为1.89 MPa，出现在拱冠梁下游坝趾处(▽1 077.21 m高程)。计算得到的拉应力值较大，大于容许拉应力(1.5 MPa)。顺河向最大位移值为2.91 cm，出现在拱冠梁上游面坝顶处。整体上说，坝体大部分部位向下游位移。

(2）有限元计算结果分析

有限元分析计算得到的坝体主应力和顺河向的位移分布情况看，坝体的最大主拉应力最大值为1.7 MPa，出现在拱冠梁上游坝踵处(▽1 077.21 m高程)。出现拉应力的范围主要在坝体上游面拱冠梁附近以及坝体上游面坝踵处。下游面基本都是压应力，坝体和地基结合的部位压应力较大，向上游方向压应力逐渐减小。最大压应力值为2.72 MPa，出现在坝体下游面右侧(▽1 096.3 m高程)。顺河向最大位移值为2.125 cm，出现在拱冠梁坝顶下游面处，从整体上说，坝体向下游位移，其中接近拱冠梁坝顶处的位移值较大。

(3）工况2计算结果小结

由拱梁法和有限元法计算分析可以看出，拱梁法计算结果比有限元计算得到的结果的最大拉应力要大，最大压应力值较接近，从总体上看，两种方法得到的应力和位移的变化规律基本相似。拱梁法计算得到的最大拉应力值(2.23 MPa)超过容许拉应力值(1.5 MPa)，有限元计算得到的拉应力值(1.7 MPa)也较大，超过容许拉应力值(1.5 MPa)。两种方法得到的最大压应力值分别为1.89、1.96 MPa，坝体总体上向下游位移，两种方法得到的最大顺河向位移分别为2.91、2.12 cm。

由工况1、2的计算分析结果可以看出，在正常蓄水位下，无论是拱冠梁法还是有限元法，计算得到的拱冠梁坝踵处在温升和温降两种工况下拉应力的值都超过1.0 MPa，拉应力值都比较大。此外，温度对拱坝的应力分布影响较明显，在温降时，拱冠梁附近的下游面出现较大范围内的拉应力，且拉应力值较大，容易引起裂缝的产生。由两种方法分析的结果同时可以看出，在工况1、2下，坝体总体上向下游位移，且顺河向最大位移值出现在拱冠梁坝顶处，位移值较大，都超过2.0 cm。此外，由有限元计算可以看出，两种工况中，由于断层的存在，导致右岸坝体坝基与基岩接触处，拉应力值和压应力值相对左岸坝体相应位置偏大。

2.2.3 工况3

(1）拱梁法计算结果分析

在荷载组合3作用下，考虑温升作用。从拱梁法计算得到的结果，坝体的最大主拉应力为2.12 MPa，出现在拱冠梁上游坝踵处(▽1 077.21 m高程)。最大压应力值为1.75 MPa，出现在拱冠梁下游坝趾处(▽1 077.21 m高程)。计算得到的拉应力值较大，大于容许拉应力(1.5 MPa)。顺河向最大位移值为2.27 cm，出现在拱冠梁上游面坝顶处。

(2）有限元计算结果分析

有限元分析计算得到的坝体主应力和顺河向的位移分布情况看，坝体的最大主拉应力最大值为0.53 MPa，出现在拱冠梁上游坝踵处(▽1 077.21 m高程)。出现拉应力的范围较少，主要在坝体上游面坝踵处。下游面基本都是压应力，坝体和地基结合的部位压应力较大，向上游方向压应力逐渐减小。最大主压应力值为2.46 MPa，出现在坝体下游面左侧接近坝基部位处(▽1 082.677 m高程)。顺河向最大位移值为0.217 cm，出现在拱冠梁坝顶下游面处，从整体上说，坝体位移较小，在坝肩和拱冠梁之间的坝顶向上游位移，向上游位移的最大值为0.226 4 cm，出现在R5#坝段的坝顶，其他部位向下游位移。

2.2.3. 3 工况3计算结果

由拱梁法和有限元计算结果可以看出，两种方法计算得到的相应节点应力和位移的数值差别较大，但是总体来说，变化规律相似：在工况1组合下，拱冠梁坝踵处出现较大拉应力，其中拱梁法计算得到的拉应力(2.12 MPa)超出容许拉应力值(1.5 MPa)，有限元计算得到的该处拉应力值(0.53 MPa)。

2.2.4 整体模型成果分析

由拱梁法和有限元法对工况1、2、3的分析结果可以看出，两种计算方法的结果在相应的控制节点的位移值和应力值上存在一定的差别，尤其是在工况3组合的情况下，但是总体来说，反映的坝体的应力和位移在静水压力和温度荷载等荷载组合下的变化规律相似：拱冠梁上游坝踵处拉应力水平较高，上游面坝体较大范围内出现拉应力，在不利工况荷载组合下，在拱冠梁下游面附近处也会出现较大拉应力。高水位和降温的工况下，拱冠梁坝底会出现相对较大的拉应力，对大坝的应力分布不利，拱梁法和有限元法计算得到的工况1、2下的拉应力值均超出容许拉应力值，不满足规范要求。两种方法计算得到的3种不同工况下的坝体最大压应力值不大。高水位工况下，坝体向下游位移明显，位移较大。由工况1、2的对比可以看出，温度对坝体的应力影响较明显，温降在坝体下游面引起较大的拉应力。高温低水位是有利工况，但此时坝肩处出现较大的压应力。右岸坝段坝底的应力值相对左岸稍大，主要是由于F1、F2两条软弱夹层引起。

2.3 溢流坝段静力分析

2.3.1 计算模型

溢流坝段在坝顶布置有溢洪道，在接近坝基附近布置有冲砂泄洪洞。该坝处于河床中央位置，受到较大水压力作用，加上溢洪道和洞室的布置，应力分布较复杂，选取该坝段作为典型坝段，对坝体的应力和细部结构的应力进行单独分析，计算主要采用有限单元法进行分析。溢流坝段的有限元模型如图9所示，该模型的范围的：上游方向取1倍左右坝高(50m)，左右坝肩各取1倍左右坝高(50 m)，下游方向取2倍坝高(100 m)，坝基岩体取1倍坝高(50m)，模型坐标系取为：Y轴为顺河向，向上游为正;X轴为垂直河流方向，向左岸为正;Z轴取为竖直向，向上为正。单元基本上采用六面体8节点等参单元，在细部采用了少量五面体6节点等参单元。模型共752个单元，1 222个节点，其中坝体427个单元。模型的约束条件为：对地基部分的4个侧边界进行法向约束，地基底部边界进行固定约束，坝体部分不进行约束。在建立模型过程中，对坝顶溢洪道曲线和冲砂泄洪洞的闸门室等都进行了简化处理，且不考虑闸门结构本身的应力情况。

2.3.2 计算成果分析

（1）工况1

有限元分析计算得到的坝体主应力和顺河向的位移分布情况如图10、11所示，坝体的最大第一主拉应力1.375 MPa，超过容许拉应力值(1.5 MPa)，出现在下游坝趾处。最大第一主压应力为2.572 Pa，也出现在下游面坝趾处。最大第三主拉应力值为2.385 MPa，超过容许拉应力值(1.5 MPa)，出现在上游面▽1 079.94 m高程右侧。最大第三主压应力值为8.97 Pa，出现在下游面▽1 079.94 m高程右。顺河向最大位移值为3.39 cm，出现在坝顶右侧下游面。从分析结果可以看出，对溢泫坝段单独进行分析得到的坝体的最大拉应力值和位移相对将坝体整体计算得到的值要偏大，但是整体规律相同。在冲砂泄洪洞附近出现一定的应力集中，并且坝基处特别是冲砂洞口下游面附近的部位应力分布不太规律。

(2）工况2

有限元分析计算得到的坝体主应力和顺河向的位移分布情况看，坝体的最大第一主拉应力1.292 MPa，出现在下游坝趾处;最大第一主压应力为3.64 Pa，也出现在下游面坝趾处。最大第三主拉应力值为1.23 MPa，出现在上游面坝踵处;最大第三主压应力值为7.10 Pa，出现在下游面▽1 079.94 m高程右。顺河向最大位移值为2.7 cm，出现在坝顶左侧下游面。从分析结果可以看出，与整体模型不同的是，由于冲砂泄洪洞和坝顶溢洪道的存在，溢流坝段的应力分布情况比较复杂。在下游面坝基处，同时出现拉应力和压应力，且拉应力较大，接近容许拉应力值(1.5 MPa)。

(3）工况3

有限元分析计算得到的坝体主应力和顺河向的位移分布情况看，坝体的最大第一主拉应力1.11 MPa，出现在下游面坝趾处▽1 079.94 m高程右侧;最大第一主压应力为3.230 MPa，出现在下游面坝趾处右侧。最大第三主拉应力值为0.869 MPa，出现在上游面左侧坝踵处;最大第三主压应力为5.68 MPa，出现在下游面▽1 079.94 m高程右侧。顺河向最大位移值为1.7 cm，出现在坝顶左侧下游面处。

3 结语

将两种模型的3种计算工况的最大拉应力值和最大顺河向位移值汇总于表2。

由以上分析可以看出，在组合1和2工况下，坝体容易出现超过容许值的拉应力，在这两种工况下，坝体的强度不满足规范要求，容易导致裂缝的产生，此外，坝顶部位的顺河向位移值较大。

万家沟拱坝静力状态下坝体强度性态的计算分析表明，该拱坝已处于严重病险状态，应尽快进行除险加固。

参考文献

[1]SL258-2000,水库大坝安全评价导则[S].

[2]SL282-2003,混凝土拱坝设计规范[S].

[3]朱伯芳.有限单元法原理与应用(第二版)[M].北京:中国水利水电出版社,1998,10.

尾矿坝静力稳定分析的探讨与建议 篇7

尾矿坝是一种特殊的水工建筑物, 坝内存放有大量的尾矿砂和水。一旦溃决, 尾矿和水, 以泥石流的形式涌出, 危害巨大。如银山、大冶铁山、火谷都、大吉山、黄梅山、南丹、襄汾等尾矿坝的溃坝事件, 都造成巨大的人员与财产损失[1,2]。对尾矿坝进行抗滑稳定分析是评价尾矿坝安全度的重要环节。尾矿坝不同于传统水库土石坝, 不应完全按照传统土石坝的稳定分析方法计算尾矿坝的抗滑安全系数, 有必要根据土力学方法深入研究探讨更为合适的方法。与传统水利工程土石坝不同的是, 尾矿坝稳定分析在设计阶段可能遇到二个不确定因素带来的麻烦。一是尾矿坝沉积剖面难以准确确定, 其原因在于上游法筑坝工艺过程不可能严格控制沉积尾矿的分布, 沉积干滩长度随着库内水位的变化而大幅度的摆动, 致使粗粒尾矿与细粒尾矿出现犬牙交错的不规则分布。软弱尾矿的几何形状、沉积位置都难以用钻探准确确定, 更谈不上在筑坝前就预先确定。二是设计中难以准确考虑超孔隙水压力的影响。快速升高的尾矿坝同时受上覆荷载增加产生超孔隙水压力及自身固结所致孔隙水压力消散两方面的影响。超静孔隙水压力的存在, 是坝坡稳定计算中不可忽视的问题。近年来随着矿业的迅速发展, 部分尾矿库库容与选厂生产能力不配套, 导致上升速率越来越快, 有的地区甚至有上升60m/a的尾矿坝。如何确定安全上升速率及坝体迅速上升对尾矿坝稳定的影响也是亟待解决的问题。

另外, 常规边坡稳定性计算的极限平衡法都假定圆弧或折线破坏面, 且假定材料做刚体滑动, 而忽略滑体内部材料的变形影响。在工程实践中, 松软饱和尾矿的滑坡是以流滑为特征的, 除了地震液化外, 尾矿坝可受某种触发因素而渐进流动跨塌, 最终滑动面与水平面夹角稳定在3°~5°, 并不出现明显的圆弧型或折线型滑裂面, 与传统的刚体极限平衡的假设不完全符合。

本文试图从基本土力学原理出发, 探讨解决上述尾矿坝稳定分析中遇到的问题, 分析了尾矿坝中孔隙水压力与超孔隙水压力来源, 给出了一个尾矿上升速率的建议值。明确了有效应力法与总应力法的适用条件, 将尾矿坝生命周期分为三个阶段, 分别采用不同的分析方法及相应强度指标。最后针对尾矿坝中的两种特殊材料饱和松砂与尾矿泥, 给出了强度指标选用建议。

1 孔隙水压力与安全上升速率

1.1 孔隙水压力来源

尾矿坝稳定分析的难点, 首先在于准确的求解孔隙水压力的分布。一般来说, 尾矿坝坝体内部同时存在孔隙水压力与超孔隙水压力。孔隙水压力与超孔隙压力来源不同, 前者是由于渗流引起的;后者是由于加荷或卸荷引起的瞬态孔隙压力变化。对于大多数低渗透性尾矿 (尾粉质粘土、尾粘土、尾矿泥) , 在孔隙水排出的过程中, 超孔隙压力消散滞后[3]。图1给出了坝体内部孔隙水压力的三个来源。

图1 (a) 中u1表示是初始静孔隙压力, 来源于稳态渗流, 与作用在坝体上的任何外部荷载无关。通过流网或有限元分析的等势线分布图, 就可精确地确定静孔隙压力。u2表示初始超孔隙压力, 是由于快速荷载施加产生的。当尾矿堆积坝升高速度超过尾矿固结过程孔隙压力消散速率时, 便可产生超孔隙水压力。u3是不排水条件下剪切产生的孔隙水压力。尾矿基本上是无粘结力材料, 不排水剪切条件下是否产生孔隙水压力取决于尾矿的孔隙比, 大于临界孔隙比的饱和松砂 (剪缩材料) 在剪切过程中产生超孔隙压力, 导致尾砂强度迅速降低, 土力学中称之为静力液化。通常, 坝体管涌或局部塌陷会触发邻近部位松散饱和尾砂静力液化, 液化区域迅速扩大, 出现渐进跨塌产生流滑而导致溃坝。关于尾矿坝内部孔隙水压力分布解析或数值解法, 都严格依赖于尾矿泥所处的边界条件及固结系数。坝基土与初期坝的排水性能、尾矿砂的粒度、尾矿砂化学成分、垂直荷载等, 都对尾矿坝的超孔隙水压力分布有较大影响, 陈守义[4]报道了一种孔隙水压力易于消散的尾矿泥, 受土质和化学成分的影响, 虽然颗粒较细, 但是固结程度很好, 固结系数达到了10-2cm2/s量级。基于此, 在设计阶段采用数值或解析方法, 分析尾矿坝内孔隙水压力是十分困难的。在运行期间, 可以通过渗压计量测坝体内部孔隙水压力。在设计阶段, 可靠的方法是通过经验与类比方法, 确定尾矿坝孔隙水压力分布, 进而确定安全上升速率。

1.2 尾矿坝安全上升速率

Vick[6]建议, 如果尾矿坝上升速率4.6~9.1m/a之间, 超孔隙水压力能够迅速消散。Vick的建议并不绝对, 兰亭尾矿库上升速率为2.8m/a, 但是, 坝体内部尾矿泥固结度依然很低。笔者认为, 全尾矿加权平均粒径dp<0.05mm, 年上升速率≤15m/a, 尾矿固结状态良好。如果上述条件不满足, 则一定要根据类似工程对比或实测孔隙水压力, 同时, 坝内应增设排水设施, 以利于超孔隙水压力及时消散。

水利上常见的用于水土保持的水坠坝与上游式尾矿坝类似, 也是一种水力冲填坝。表1为《水坠坝技术规范》 (SL302-2004) [5]根据已建成工程给出的均质坝安全上升速率范围。

表1中粉质粘土和重粉质粘土粒径范围与尾矿坝中的尾粉质粘土和尾矿泥近似。与水坠坝相比, 本文提出的尾矿坝安全上升速率略显保守。但是, 尾矿坝排水条件和施工条件更为复杂, 因此建议dp不大于0.05mm的尾矿坝年上升速率不大于20m/a。

2 两种稳定分析方法的适用条件

抗滑稳定分析方法主要有两种, 总应力法和有效应力法。《碾压式土石坝设计规范》[6]中对总应力法和有效应力法的适用条件与强度参数取值做了明确的规定:有效应力法适用于任何条件下 (施工期、稳定渗流期、水位骤降期) 的稳定分析, 使用的前提是明确坝体内部孔隙水压力的分布状况;总应力法适合于施工期和水位骤降期的稳定分析工况。与水利上的碾压式土石坝相比, 尾矿坝在服务期内都在升高筑坝, 施工期和稳定渗流期界限不明显;另外, 细砂、粉砂在一定触发条件下可能发生静力液化, 水利部门一般不提倡上述材料作为土石坝的筑坝材料。因此, 《碾压式土石坝规范》稳定分析相关条款不完全适合于尾矿坝的稳定分析工作。

尾矿坝的稳定分析之前, 必须进行总应力法和有效应力法的方法选择。《尾矿库安全技术规程》[7]中没有对两种方法的适用条件做出明确规定。一般而言, 总应力法不考虑孔隙水压力对强度的影响, 使用不排水试验测定的抗剪强度参数。使用总应力法时, 试验条件必须符合现场固结条件 (各向异性或各向同性) ;另外不排水强度远比排水强度对试样扰动敏感, 故必须非常仔细地测定和选择抗剪强度参数。有效应力法更为合理, 因为实际上是有效应力控制强度。有效应力分析使用排水试验 (或有孔隙应力测定的不排水试验) 的有效抗剪强度参数, 使用的前提是明确坝体内部孔隙水压力的分布。这两种分析方法应用于特定场合各有其优点, 重要的是明确地识别出适用条件。

根据尾矿坝的运行特征和生命周期, 将尾矿坝稳定分析分为三个阶段:①初期坝施工结束期;②堆坝期;③退役期。三个阶段分布采用不同的稳定分析方法与强度参数。

2.1 初期坝施工期

初期坝起初期防洪、整体排渗和支撑后期坝体的作用, 一般为设计总坝高的1/8~1/4。初期坝一般设计成透水堆石坝。就稳定分析而言, 初期坝与常规碾压式土石坝类似。需要特别说明的是, 如果初期坝采用均质土坝的型式或直接在软基上筑坝, 则也有可能出现荷载施加导致超孔隙水压力难以精确估计的情况, 有必要采取不排水强度指标进行稳定分析;如果初期坝采用堆石砌筑, 稳定分析时应采用非线性强度指标。

2.2 堆坝期

堆坝期指尾矿库内开始充填尾砂, 直至达到设计高度的一个较长时间段。堆坝期的稳定分析前提是确定坝体内部的超孔隙水压力的分布。在每个升高阶段内, 超孔隙压力的产生和消散是同时发生的, 需要复杂的计算过程跟踪超孔隙压力随时间的发展。

如果尾矿坝坝体排水条件良好 (初期坝为透水坝) 、尾砂粒度较粗、上升速率较慢, 则直接可认为尾矿坝处于稳定渗流状态, 应采用有效应力法, 使用排水剪切强度指标, 可直接将渗流计算得到的孔隙水压力用于稳定分析。

多数尾矿坝内部的超孔隙水压力难以准确估计, 此时需要使用总应力法评价尾矿坝的稳定性。对于上层排水条件较好的尾中砂、尾细砂、尾粉砂可直接使用固结快剪指标 (CU) , 库底部尾粉质粘土层、尾粘土、尾矿泥建议使用快剪或不固结不排水剪强度指标 (UU) 。不固结不排水剪 (UU) 强度指标与固结度有关, 固结度越大, 强度越高, 但是在现行试验条件下, 进行不同固结度尾矿泥试样制样难度较大, 本文建议采用一般相对固定的cu/p'估计尾矿泥不排水强度。

2.3 退役期

尾矿库达到设计高度后, 即完成了其服务使命。但是, 作为一个特殊构筑物是长期存在的, 国家有关部门要求对退役尾矿库进行闭库处理, 此时尾矿坝的荷载条件、地下水位与堆坝期不同:停止运行后, 库内无积水或仅有少量积水。浸润线大幅度下降, 坝体大部分尾砂处于非饱和状态。一般的, 尾矿坝退役后, 由于非饱和区扩大, 导致尾矿坝抗剪强度增加, 稳定安全系数比运行期高0.3~0.5。

注:①TSA与ESA分别代表总应力法和有效应力法。②快剪 (Q) 、慢剪 (S) 、固结快剪 (R) 使用直剪仪, 不排水剪 (UU) 、固结不排水剪 (CU) 、固结排水剪 (CD) 使用三轴仪。

3 两种特殊材料的抗剪强度

3.1 饱和松砂

位于尾矿坝干滩或下游坝坡上的尾砂仅靠自身重力固结, 较为松散, 若坝体排渗设施淤堵或未设排渗措施, 浸润线较高, 则下游坝坡上的尾砂极易呈现饱和松散的状态。饱和松砂具有天然敏感砂土的特性, 一般条件下呈稳定状态;但在荷载条件的迅速改变触发下 (如管涌或局部塌陷) , 从而产生不排水条件下的一系列倒退式滑坡, 最终流动滑坡很快造成整个尾矿坝的破坏, 土力学上称为静力液化。如2007年襄汾尾矿坝溃决就明显呈现出静力液化的特征。

从土力学上解释, 实际土体中, 在某一固结压力σ3'作用下, 如果孔隙比e大于ec, 表明尾矿砂处于剪缩状态, 具有液化特性;反之, 则处于剪胀状态, 不具备液化特性。处于液化状态的土, 所残留的强度, 称稳定状态强度Su_ss。稳定状态强度Su_ss的大小唯一决定于流滑时的孔隙比。Vick[3]分析了一个高浸润线在堆积坝坡上逸出最后导致渐进破坏的案例。在稳定渗流期, 采用排水强度指标, 尾矿坝的稳定安全系数为1.68。但是, 高浸润线携砂出逸, 形成局部管涌塌陷坑, 满足上述触发条件, 采用稳态强度后, 尾矿坝的安全系数仅为0.7。

3.2 尾矿泥

尾矿坝体底部的尾矿泥层 (尾粉质粘土、尾粘土) 可能处于欠固结状态。不排水剪切强度与固结度正相关, 《尾矿库安全技术规程》给出了尾粘土固结快剪强度参考指标, 直接使用上述指标代替欠固结尾矿泥强度, 进行稳定分析, 可能得出偏于安全的计算结果。在尾矿坝的稳定分析中, 即使确定了尾矿泥区域的固结度, 但不同固结度矿泥的强度指标试验较为繁琐, 使稳定分析十分困难。

国外学者的对软粘土不排水强度的研究成果主要是基于调查大量的失稳软基边坡基础上, 反分析软土的不排水强度[9,10,11,12]。对软粘土强度随深度递增的现象通过不排水强度比cu/p'来表达。其中p'为先期固结压力, 也可称之为破坏时刻作用在土体单元上的垂直有效压力, cu为软粘土的不排水强度。cu/p'值比较稳定, 用以估计尾矿泥不排水强度值时, 可取cu/p'范围在0.2与0.25之间, 即尾粘土不排水强度是深度的函数, 对于p'可根据土条总重减去渗流计算所得孔隙水压力计算。

4 结语

1) 尾矿坝内部的孔隙水压力主要来源于渗流及荷载施加。另外, 饱和松砂在剪切过程中也可能产生较大的孔隙水压力, 导致强度迅速降低。, 尾矿筑坝过程中, 同时存在孔隙水压力增加和消散的过程。dp大于0.05mm的尾矿坝年上升速率应不大于20m/a, 对于上升速度过快的尾矿坝内应增设排水设施, 以利于超孔隙水压力及时消散。

2) 尾矿坝稳定分析应首先判断坝体内部超孔隙水压力的消散程度, 根据尾矿坝生命周期不同阶段及地层分布采用不同分析方法与相应的强度指标。抗滑稳定分析可将尾矿坝生命周期初期坝施工结束期、堆坝期、退役期等三个阶段, 分别采用不同的稳定分析方法与强度参数。

3) 稳定分析中应注意饱和松砂静力液化和尾矿泥欠固结的特性, 对于大于临界孔隙比的饱和松砂, 在一定触发条件下, 可采用稳态强度。对于欠固结的尾粘土, 建议采取不固结不排水强度指标或cu/p'估计不排水强度。

参考文献

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