受力体系（精选九篇）
受力体系 篇1
随着城市化进程的发展, 城市的规模越来越大, 交通流量也迅速增加, 为保证交通的快速、畅通, 要求路面宽度进一步增加, 当线路跨越河流时, 桥梁宽度必然要求相应增加。目前, 宽度大于40 m的桥梁已修建很多, 有的甚至已经达到60 m以上。随着桥梁宽度的增加, 其相应的结构布置、构造、设计方法及施工工艺均有相应的特殊要求。单箱多室宽幅连续梁桥是一种常见的宽幅桥型, 当桥梁的桥面较宽时, 该种桥型上部恒载占据了荷载大部分比例, 且需经支座传递给桥墩, 恒载和活载反力较大, 横向若设置2个支座, 则支座吨位巨大, 制造、施工安装、后期养护和更换都很困难。因此, 许多设计单位在桥面较宽的大跨连续箱梁主墩上常设置3个甚至多个支座。横向多支座桥梁受力复杂, 分析困难, 本文根据力法原理, 推导出了横向三支座桥梁的支反力计算公式, 并分析了桥梁横向整体刚度、支座弹性约束刚度对支座反力分布规律的影响, 并同时建立了有限元模型验证了公式的正确性。本文方法简单易行, 精确度高, 能较好的满足工程需要, 计算结论可以为同类桥梁的支座选型及设计提供参考。
1 宽幅箱梁三支座受力分析的力法原理
根据该类桥梁多年的设计经验, 横向三支座一般等间距布置。计算模型中设支座横向间距为B, 主梁横向简化为一根单梁, 梁的刚度为EI。中支座和边支座的弹性约束刚度分别为K1和K2, 桥面荷载简化为均布荷载q, 结构计算模型如图1所示。
根据力法原理, 设中支座约束力为缀余约束力X1, 则结构计算体系如图2所示。
建立力法方程:
绘图 (见图3, 图4) , 并计算力法柔度系数:
将式 (2) ~式 (4) 代入式 (1) 可得:
边支座反力根据平衡条件可得:
宽幅箱梁主墩处一般设置宽度较大的横隔梁, 主墩处桥梁横向刚度较大, 变形很小, 几乎可以忽略不计。因此, 令EI→∞, 由式 (5) 可得:
当横桥向三个支座选用同种型号时, 即K1=K2=K时, 式 (7) 可以简化为:
由平衡条件可知, 边支座反力为:
由式 (9) 可知, 当桥梁墩顶处横向刚度较大时, 横向三支座受力理论上为均匀分布。
当三支座为刚性支承时, 即K1=K2=∞时, 有:
由平衡条件可知, 边支点反力:
边支点反力R与两跨刚性支承连续梁支点反力完全一致。
2 工程应用及参数分析
某桥为宽幅预应力混凝土连续箱梁桥, 主桥跨径布置为 (72+120+72) m, 桥面宽度达24 m, 主梁采用单箱三室预应力混凝土连续箱梁, 主梁采用挂篮悬浇施工。经平面杆系有限元程序计算知, 中墩处支反力为7.23×104k N, 为了研究支座反力分布规律, 假定上部结构主梁横向刚度EI变化范围为1.0×103k N·m2~1.0×1010k N·m2;设边支座竖向约束刚度K2为5×105k N/m保持不变, 中支座竖向约束刚度K1变化范围为1.0×103k N/m~1.0×108k N/m。根据本文公式和有限元模型分别进行了支座受力分析计算, 并进行了对比分析, 结果证明本文公式与有限元计算结果完全相符, 结论如下:
1) 当边支座与中支座为刚度相等弹性支承并保持不变时, 约束反力随主梁刚度的变化规律如图5所示。主梁刚度较小时, 中支点反力较边支点反力大, 而且基本不随刚度而变化;随着主梁刚度的增加, 中支点反力逐渐减小, 当主梁刚度增大到一定程度时, 中支点反力达到最小值, 为墩顶荷载重量的1/3, 并保持为常量, 不再随主梁刚度而变化。边支点反力与中支点反力相反, 当主梁刚度较小时, 边支点反力较小, 基本不随主梁刚度而变化;随着主梁刚度的增大, 边支点反力逐渐增大, 当主梁刚度增大到一定程度时, 边支点反力达到最大值, 为墩顶荷载重量的1/3, 并保持为常量, 不再随主梁刚度而增加。实际桥梁结构由于支点处设置了刚度较大的横隔梁, 主梁横向刚度相对较大, 支点反力可认为在三个支座之间均匀分布。
2) 当上部结构主梁为弹性梁, 边支座与中支座刚度相等并发生变化时, 约束反力随支承刚度变化规律如图6所示。当支座刚度较小时, 边支点与中支点反力相等, 支点反力均匀分配在三个支座上, 随着支承刚度的增大, 中支点反力逐渐增大, 边支点反力逐渐减小, 当主梁刚度增大到一定程度后, 边支点与中支点反力均不再随支承刚度的变化而变化, 这时是可以认为K1→∞, K2→∞, 主梁支点反力与刚性支承两跨连续梁支点反力完全相同。
3) 当上部结构主梁为弹性梁, 边支座刚度不变, 改变中支座刚度时, 支反力随中支座刚度变化规律如图7所示。当中支座刚度较小时, 上部恒载主要由边支座承受, 中支座承担很少, 随着中支座刚度的增加, 中支座支反力逐渐增加, 边支座支反力逐渐减小。当中支座刚度增大到与边支座刚度相同时, 图形中两曲线相交, 说明了当边、中支座刚度相等时, 支反力在三个支座间均匀分配。当中支座刚度增大到一定程度, 这时可以认为K1→∞, 上部恒载主要由中支座承担, 而边支座承担很少。这说明了当主梁为弹性梁时, 三支座间支反力按照支座刚度来分配。以往设计中曾出现不对结构进行受力分析, 盲目增加中支座刚度的做法是不可取的。
3 结语
本文以某宽幅连续箱梁桥为工程背景, 根据力法原理, 推导出了横向三支座桥梁的支反力计算公式, 并分析了桥梁横向整体刚度、支座弹性约束刚度等对支座受力分布规律的影响。同时建立有限元模型验证了公式的正确性。结果表明:对于横向多支座支承的横向宽幅箱梁这样的结构体系, 因主墩顶设置了较大的横梁, 随着墩顶主梁横向刚度的增加, 边、中支座反力分布逐渐趋于均匀。适当增大主梁横向刚度, 三支座受力相等, 支座可以选用同一种型号。本文公式计算方法简单易行, 精确度高, 能较好的满足工程需要, 计算结论可以为同类桥梁的设计提供参考。
摘要：根据力法原理, 推导出了横向三支座桥梁的支反力计算公式, 并研究了桥梁横向整体刚度、支座弹性约束刚度等对支座受力分布的影响, 同时建立有限元模型验证了公式的正确性, 最后指出该公式计算方法简单易行、精确度高, 能较好的满足工程需要。
关键词：宽幅箱梁,支承体系,力法,横向刚度,弹性约束刚度
参考文献
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受力体系 篇2
现浇混凝土箱梁碗扣支撑体系受力分析
文中以天津集疏港二、三线现浇混凝土箱梁工程为例,对现浇混凝土箱梁施工过程中的各个工况下有代表性的`构件内力进行了现场实测,并利用大型有限元软件对各个工况进行了模拟.通过实测值与理论值的对比分析,对理论模型首先进行优化,使其符合现场实际情况,再根据理论计算数据对各工况下支架的受力情况进行分析研究,为现浇混凝土箱梁碗扣支架架体的搭设提出合理建议.
作 者：吴冬 刘晓蕊 作者单位：天津第三市政公路工程有限公司刊 名：天津建设科技英文刊名：TIANJIN CONSTRUCTION SCIENCE AND TECHNOLOGY年，卷(期)：20(1)分类号：U448.21关键词：现浇混凝土箱梁 碗扣支架 支撑体系
受力体系 篇3
关键词：深埋隧道,软弱围岩,支护体系,受力特征
1 概述
随着我国工程建设的不断发展，公路铁路建设也得到了很大的发展，在这些工程中出现了很多需要穿越深埋高地应力软岩区域长隧道工程且不断增多，但是由于在深埋和地质活动上的影响，隧道在穿过高地应力区域时，被一些深埋工程地质和软弱围岩力学问题所困扰。因为深埋隧道工程主要是在一些深部岩土体中进行施工作业，隧道周围的一些岩土体就是所谓的围岩，它的力学变形性质一般是因为地质环境的不同导致不同差异的产生，当我们在施工时是很难确定及控制其地质介质的。并且很多情况中围岩在开挖之后所表现的力学效应是非线性变化的。如果这个时候采取传统的力学方法去对围岩进行稳定就很困难了。隧道工程的特点就是地质条件很复杂，对其影响因素多，施工作业难度很大。若是在深埋软弱岩体内进行隧道开挖，其施工难度会更大，在隧道施工中很容易发生局部变形和因挤压过大导致的变形，支护工作很难进行，从而隧道工程造价也增大了，进度缓慢，工期长。若是发生了坍塌事故则会给工程带来很大影响。所以对深埋隧道软弱围岩支护体系受力特征的分析可以保证隧道施工中足够的安全性，对其理论进行进一步的完善，对地下工程有着非常重大的意义。
2 深埋隧道软弱围岩变形特征和影响因素
在隧道施工中，有关软弱围岩变形受到破坏的特点主要有以下6点:1)由于软弱围岩自身具有强度低、稳定性比较差、抵抗变形的能力比较弱。其变形量之所以会那么大，主要是因为，直墙拱隧道收敛方向一般是水平的，但是在曲墙拱隧道当中，收敛方向却是垂直的。2)在施工初期的时候，其变形速度很快，但是收敛率却非常缓慢，并且在发生变形之后，其会持续比较长的时间。3)跟地应力相对比，隧道软弱围岩强度跟其的比值比较小，而由于围岩受破坏时具有较大的破坏范围，如果支护不及时，可能会进一步扩大其破坏的范围。4)隧道围岩发生变形具有一定的变形规律，呈三阶段变形。其在时间上也有很明显的反映。在变形初期一般是剧烈变形，压力来的很快，变形速率增大，变形量增大，因为其本身的特性使其自稳能力差，但是在之后的缓慢变形和稳定变形阶段中，反映出来变形量比较小，变形速率减慢，但是持续时间比较长。5)隧道软弱围岩一般呈现出环向受压，在隧道施工开挖时不仅顶板容易脱落，底板也容易发生底鼓现象，若是支护控制不力，底板底鼓现象会变得很严重。6)当在施工过程中，埋深增大时，地质条件的不同对应的软化临界深度也不同，若是超过了临界深度，再进行支护其难度将会更大，在不同作用力下会产生不同方向的变形。
对深埋隧道软弱围岩以及支护影响因素主要有以下4点:1)围岩本身性质原因，因为围岩具有强度、结构、胶结程度和胶结物的整个性能，膨胀性矿物质含量的影响，这些都是属于隧道软弱围岩变形的某些内在因素。2)围岩外应力作用下造成围岩变形，其中围岩应力主要有构造残余应力以及垂直应力，同时，还包括施工过程中所产生的扰动应力以及环境因素等产生的其他应力。如果相邻隧道在施工时产生压力，也会成为其中一种应力。当这些不同的应力叠合在一起，会对隧道带来更大的不良影响。3)有时候会受到工程用水或者隧道地下水的作用，会对膨胀岩产生很大的影响，由于水分因素的影响，会造成粘土成分的改变，从而降低了岩石的整体强度。4)时间也是其中一个影响因素，因为软弱围岩具有流变性质，因此，隧道发生变形跟时间实际上是有很大关联的。
3 深埋隧道软弱围岩变形力学机制
通过室内岩石试验证实中，一般岩石变形以及破坏有这样两种机制:剪切和拉张机制，在岩石受到单轴受压时，因为压应力引发了拉应力或者是剪应力。岩石实际变形破坏过程是因为内部的微裂纹在拉应力或者是剪应力作用下发生的，微裂纹的不断扩展、归并，最终形成了宏观的裂缝。在隧道软弱围岩中主要划分有三类变形，即物化膨胀类、应力扩容类和结构变形，物化膨胀主要是和软弱围岩中分子结构化学特征有关系，结构类变形主要是和其岩体结构面特性有关，应力扩容类主要与隧道施工中应力变化状态有关。在隧道开挖之前，围岩受到了三个方向的受压，并且处于一个很平稳状态。但是在开挖之后原来围岩所处的环境遭到破坏，无论什么理论的分析下，隧道围岩切向都会随着应力增大，其径向应力减小，处于一个两个方向受力的状态下，与此同时主应力比原来围岩上承载的应力要大，但是由于应力的改变，导致围岩也发生相应变形，因此，围岩变形实际上是围岩中各种应力在不断变化的过程。另外，如果从另一个角度看，则是由于围岩压力在开挖后下降，使得围岩结构中出现了岩体模量及强度明显下降，且出现滑移现象，随着应力以及变形的不断变化，这种现象越来越严重，且该种变化一般都是会不利于隧道稳定性的，从而使得隧道中出现严重的破坏现象。在开挖之后，由于释放应力，使得围岩出现了调整和回弹的现象，同时也出现了围岩扩容的情况，这样就导致岩体水文地质条件发生了改变，在施工过程中，导致裂缝渗流，岩体也降低了，其物理力学参数也得到了改变，围岩的膨胀变形加强。
4 软弱围岩以及初期支护的相互作用
在围岩和支护结构相互作用中应该满足以下两个特点:1)要满足支护力和支护压力的平衡。2)其支护结构和被支护围岩中接触面应该满足变形相等的条件。在深埋软弱围岩隧道施工中，围岩内部摩擦角和粘聚力对围岩中塑性区以及变形有很大影响，当其摩擦角和粘聚力变小的时候会导致对围岩塑性区上变形加大。在深埋隧道软弱围岩支护结构中产生的抗力对其塑性区半径不会有很大影响，支护结构主要是起辅助性作用，主要是围岩的自承能力。围岩越软弱，其支护力对围岩变形的减小效果越好，要围岩能够充分释放其变形能，可以采取柔性支护结构来对围岩和初期支护结构造成一些限制性变形，以达到减小支护结构受力的作用。当支护刚度越大时，其混凝土圆环就越厚，但是围岩还是会在支护约束下发生一些小的变形，随着隧道中开挖量的增大，仅仅采用刚度小的支护，这种情况会使得其围岩变形程度增大，但是还是可以保证其隧道的稳定，并且是一种经济安全的方法。在隧道开挖时，围岩弹性会产生相应的弹性变形，且这种变形非常快，在释放的时候所产生的支护压力也非常大，因此，如果在岩洞刚开挖的时候就进行支护，那么这么大的抗力支护是无法承受的，并且在目前，凭借最新的技术，也不能做到刚开始挖洞就采取支护，也无法有效降低支护压力。所以在施工过程中，在围岩允许的塑形变形之后需要进行适当的支护，才能够在比较小的支护刚度和强度下保证围岩的稳定性。
5 结语
在深埋隧道施工中地下工程围岩和支护结构的相互作用，是维系地下工程稳定性的主要因素，也是核心所在。本研究通过分析深埋隧道中软弱围岩的受力情况及特征，深入探讨了围岩相互作用以及初期支护施工问题，但本研究仍存在很多不足之处，无论是在理论基础还是在数值方面都需要进一步提高。
参考文献
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物体受力分析 篇4
1.重力
产生：物体在地面上大学网或地面附近，由于地球的吸引而使物体受到的力但又不能说重力就是地球对物体的引力。
方向或者说是垂直于水平地面的。重力也不是恰好指向地球的球心
大小：根据二力平衡条件可知，物体受到的重力等于物体静止时对竖直悬绳的拉力或对水平支持面的压力。
作用点：重心。形状规则、质量分布均匀物体的重心在其几何中心。用悬挂法可以找薄板状物体的重心。重心不一定在物体上
2.弹力
产生条件：接触、发生弹性形变（接触力、被动力）
方向：作用在使之发生形变的物体上，与接触面垂直（点接触时，垂直于过接触点的切面），指向形变前的位置，一个物体形变产生的弹力不会作用于自身
常见的弹力：弹簧的弹力、绳的拉力、压力和支持力
大小：弹簧的弹力大小遵守胡克定律f=kx，劲度系数k（N/m）
3.摩擦力
产生条件：接触、接触面不光滑、有正压力、发生相对运动和相对运动的趋势（接触力、被动力，有摩擦力必有弹力）
方向：沿接触面，与相对运动或相对运动趋势的方向相反
大小：
（1）.滑动摩擦力f=μFN，动摩擦因数μ，FN指物体对接触面的正压力，其大小与接触面对物体的支持力等大.
（2）.静摩擦力f0、最大静摩擦力fm可由二力平衡条件求，fm略大于滑动摩擦力，在近似计算时，fm近似等于滑动摩擦力
摩擦力既可以做阻力，也可以做动力。
二、受力分析基本步骤.
受力分析是指分析物体实际所受力的情况，在对物体进行受力分析时要注意防止“漏力”和“添力”现象,按一定的步骤和顺序进行受力分析是防止“漏力”的最有效的.措施.一般情况下对物体进行受力分析可按照以下步骤：
1.明确研究对象，并把研究对象隔离出来.
2. 分析重力：地面附近的物体一定受到地球对物体的重力作用。
3.观察跟研究对象接触的物体，并逐个分析与这些接触物对研究对象的弹力、摩擦力（先分析弹力再分析摩擦力） 当很难判断是否受弹力、静摩擦力时，可根据假设法进行判断.
4.只分析研究对象所受的力，不分析研究对象对其它物体所施加的力.
5.为了使问题简化，将物体简化，将所有力的作用点都画在物体的重心上.（对杆进行受力分析时例外）
整体法
若研究对象是几个物体组成的，这时可以将这几个物体视为一个整体来对待，然后分析和求解某个力。
三.实例分析
1.分析满足下列条件的各个物体所受的力，并指出各个力的施力物体.
（5）沿传送带匀速运动的物体 （2）在力F作用下静止水（
1）沿水平草地滚动的足球
平面上的物体
V V
3）在光滑水平面上向右（
（6）沿粗糙的天花板向右（4）在力F作用下行使在
运动的物体球 运动的物体 F>G 路面上小车
2.对下列各种情况下的物体A进行受力分析
（3）静止在斜面上的物体 （2）沿斜面上滑的物体A （1
）沿斜面下滚的小球，
（接触面光滑）
接触面不光滑.
A
（4）在力F作用下静止在物块A （5）各接触面均光滑 斜面上的物体A.
3. 对下列各种情况下的物体A进行受力分析，在下列情况下接触面均不光滑.
v
（3）向上爬杆的运动员
（1）A静止在竖直墙面上 （2）A沿竖直墙面下滑
（6）在拉力F作用下静止
在斜面上的物体A
（5）静止在竖直墙面 （4）静止在竖直墙面
轻上的物体A 轻上的物体A
A进行受力分析（各接触面均不光滑）
B同时同速向右行（ 1）A、（2）A、B同时同速向右行使向 使向
（4）静止的杆，竖直墙面
光滑 A
（6
）小球静止时的结点
A
（7）沿电梯匀速上升
5.对下列物体作受力分析
A沿着斜面向上运动 以上A都处于静止状态 A沿着墙向上运动 A沿着水平面向右运动
6． A物体都静止，分析A物体的受力情况
7． 分析下列物体所受的力(竖直面光滑，水平面粗糙)
ABB
A
8.分析物体在水平面上物体A和B的受力
（图中A、B相对静止匀速向右运动）（图中A、
B相对静止加速向右运动）
分析A和B物体受的力 分析A和C受力
受力体系 篇5
本次研究以苏州地铁车站支护体系的地连墙变形监测为实例, 在支护体系中埋设测斜管, 同时埋设光纤传感器, 通过两种测量手段的成果对比, 分析支护体系的全截面变形特性。
1 试验方案
以在建4号线车站围护工程为试验点, 在墙变形、水位变化监测区位, 同时布设分布式光纤传感监控。在基坑开挖中, 同步监测相关变化情况, 分析地连墙变形情况。传感器布设剖面示意图如图1所示。在地连墙上通长布设应变传感器。光纤传感器采用固定条绑扎在主筋上。水位观测孔设在SW-07, SW-08孔, 测斜孔设在CX-07, CX-08, CX-19, CX-20。墙顶位移计设在ZQS-07, ZQS-08, ZQS-19, ZQS-20。
光纤传感器布设在地连墙钢筋笼上, 测斜管预埋在地连墙中, 然后浇筑混凝土, 形成地连墙。水位观测孔布设在地连墙外的土体内。光纤传感器在地连墙墙体上的布设流程见图2。
2 传统测斜仪测试数据分析
水位测量成果表明, 基坑土方未开挖时, SW-08侧坑外水位降深较大, 水位在4 m左右, 这表明此部位成墙质量出现问题, 不能有效阻隔基坑内外的水力联系, 引起水位降。传统测斜仪通过测量预埋在地连墙内的测斜管道变形反应墙体变形。测斜管安装在地连墙的钢筋笼内。这种点式测量的测量值受人为因素影响误差很大, 预埋管自身的变形也影响测量精度, 不宜消除对真实变形情况的影响。实测变形情况、理论计算变形情况对比, 变形曲线均为拟合曲线, 见图3。
3 分布式光纤传感器测试数据分析
光纤传感器是利用光纤对环境变化的敏感性, 将输入物理量变换为调制的光信号。其工作原理基于光纤的光调制效应, 即光纤在外界环境因素, 如温度、压力、电场、磁场等等改变时, 其传光特性, 如相位与光强, 会发生变化。因此, 测出通过光纤的光相位、光强变化, 就可以知道被测物理量的变化。外界参数 (温度、压力、振动等) 引起光纤长度的变化和相应的光相位变化, 从而产生不同数量的干涉条纹, 对它的模向移动进行计数, 就可测量温度或压力等。初值测量工作在2014年3月20日。根据分层开挖阶段, 分次进行开挖过程的测量工作, 同时进行地连墙应力的测量工作。
分层挖深情况见表1。
应力在墙深度方向的测量成果见图4。测量成果表明, 应变在地面附近最大, 然后约呈一定斜率明显降低。随基坑开挖深度增大, 墙顶向坑内应力增大。主动土深度内的正应力与被动土深度内的负应力分布情况非常直观。由于基坑两侧的地质条件、施工工法是一致的, 对比基坑两侧的应变—深度曲线, 可以分析出JX-01地连墙应力曲线在7.5 m处有异常点。
实际开挖显示, 地连墙光纤传感埋设位置附近有渗漏发生, 在水位监测中也发现了这一点。渗漏点在地面以下10 m左右。从JX-01应力—深度图中可以明显发现这一异常点, 而未发生渗漏的另一端JX-02应力—深度图并无此异常点。渗漏引起光相位漂移, 使应力—深度曲线线形发生变化。异常点位置8 m也充分说明了测量成果的准确性, 开挖表明渗漏点 (13.5轴位置) 距光纤传感器6 m左右, 渗漏区域的降水曲线见图5。各个开挖阶段, 主动土压力段的正应力分布情况与被动土压力段的负应力分布情况相当直观, 为线性、全断面理论分析提供了条件。
4 光纤与传统测试技术测试成果的对比分析
光纤传感元件的测量成果表明, 地连墙的光纤传感器未破坏, 相应变形、开裂没有大至拉断光纤。光纤传感技术可以对支护体系的地连墙进行分布式线性应变/应力测量, 全断面展示墙体受力情况。由于光纤传感元件的线性测量特性, 以及直径小的特性, 可以相对更完美的与地连墙进行耦合, 尺寸效应较小, 可以大大减小预埋管变形对测量精度的影响, 更直接的反映地连墙的受力情况。地连墙在开挖深度范围内应变呈上大下小的半杯形。各个开挖阶段, 主动土深度内的正应力与被动土深度内的负应力分布情况非常直观。混凝土支撑轴力随开挖深度的增加而增加, 大致同步增加, 呈线性关系。光纤传感测量技术成果异常点对比, 可以及时分析出渗漏异常区域。
5 结论及建议
1) 分布式光纤传感技术可线性全断面反映支护体系地连墙通长方向的受力分布。2) 光纤传感测量技术成果异常点分析, 可以及时判断出渗漏区位。光纤价格低廉, 通过网格布设可以准备确定渗漏点位。3) 各开挖阶段, 主动土深度内的正应力与被动土深度内的负应力分布情况非常直观。4) 实现数据无线传输, 是确保安全施工、安全监控的手段, 是下一步研究重点之一。
摘要：以苏州地铁车站支护体系的地连墙变形监测为例, 介绍了光纤分布式传感测量技术在基坑支护体系中的试验方案, 并对测试数据进行了分析, 同时与传统测斜仪测试数据作了比较, 指出光纤传感是可实现线性、实时监控的技术, 为施工提供了便利。
关键词：基坑支护体系,光纤分布式传感技术,地连墙,测斜仪
参考文献
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受力体系 篇6
小高层结构住宅实际上是指层数为7-11层的中高层住宅, 具有许多优点:能节约用地, 户型比较优越, 适宜的尺度, 能够提高生活质量等。所以小高层钢结构住宅现在正在推广。
1 框架结构体系
高层建筑钢结构常用的一种形式就是纯框架结构体系, 它是一种无支撑框架体系, 是由柱和梁通过刚性或半刚性节点连接组成的。它的优点是:没有柱间支撑, 可以采用较大的柱距从而获得较大的使用空间;灵活的布置建筑平面;结构体系简单;刚度均匀;具有良好的延性和较强的耗能能力等。把框架结构应用于多层或低层建筑而言是一种经济合理的作法, 并且这种框架结构的应用也非常广泛。然而纯框架的结构体系其刚度比较小, 如果建的太高的话, 框架结构会因其刚度相对较小, 对其施加水平荷载时, 结构会产生超过限值的侧向位移。因此由于纯钢框架结构体系抗侧力刚度较小, 因而建筑高度受到了限制。
由于梁与柱的连接形式不同, 钢框架结构可划分为半刚接框架和刚接框架。而梁柱的连接根据钢框架结构的受力变形特征, 又可划分为以下三类:
刚性连接:梁柱间无相对转动, 连接能承受弯矩;
铰支连接:梁柱间有相对转动, 连接不能承受弯矩;
半刚性连接:梁柱间有相对转动, 连接能承受一定弯矩。
由水平力引起的框架侧移的剪切侧移分量中, 直接构成框架的侧移的是由柱的弯曲变形所引起的位移;而框架节点的转动是由梁的弯曲变形引起的, 而梁的弯曲变形间接的引起框架的侧移, 框架在水平力作用下的总剪力侧移就是两者之和。可见, 梁与柱的抗弯能力和刚度决定了框架结构的抗侧移能力, 而梁、柱的抗弯能力和刚度的提高, 也只能通过加大梁、柱的截面来实现。而有的情况下要使用的梁、柱截面会远大于承载力要求, 其经济合理性也就无从谈起。并且随着框架梁截面的增大可能使梁的弯矩往柱上面转移, 还会在节点域引起较大的剪力。弹塑性变形时, 还会在节点域产生较大的不可恢复变形, 引发节点提前发生塑性破坏, 节点耗能的作用也无从谈起。而层间位移也会因节点域的这种不可恢复的变形大大增加, 从而引发P-△效应。所以, 不能只在抗震结构体系中设置很少的抗震防线, 要尽量多设置, 防止整个体系由于结构局部或构件破坏而丧失抗震性能。当地震作用在单一抗侧力体系的框架结构, 外有P-△二阶效应, 结构会发生严重破坏。整个结构的破坏会由于纯框架某个节点的破坏而引发, 多次国内外震害调查也证明了这点。
2 钢结构框架-支撑结构体系
2.1 钢框架-中心支撑结构
钢框架结构抗侧刚度相对较小, 因为其只能依靠梁柱受弯承受荷载。如果把框架结构应用在较高的结构中时, 在水平力 (风或地震) 的作用下, 结构的抗侧刚度难以满足设计要求, 虽然加大结构梁柱截面能增大刚度, 但如果一味的采取这种措施, 结构的经济合理性就难以保证。在这种情况下, 可在钢框架结构中布置支撑构成钢框架-中心支撑结构。
支撑是钢框架-中心支撑结构用来耗能的构件, 水平地震荷载下, 受压的中心支撑会失去侧向稳定性, 具体缺点为: (1) 多次压屈会大大减弱支撑斜杆的受压性能; (2) 位于支撑两边的柱的轴向变形会引起较大的支撑内力; (3) 反复的水平地震作用会引发冲击性作用力, 并使原本受压的支撑转为受拉, 最终冲击力作用于结构, 引发支撑及其相邻构件等发生应力重分布;并使本层支撑框架的斜杆逐渐产生塑性压屈, 迅速降低楼层的受剪承载力; (4) 中心支撑一旦失效, 使整个结构的受剪性能迅速减弱, 最终造成整个结构失稳破坏。所以为保证其安全可靠, 国外在限制建筑高度的同时, 也增强了钢框架的抗震性能。
2.2 钢框架-偏心支撑结构
偏心支撑是近年来发展起来的一种新形结构体系, 尤其在地震区的高层钢结构建筑中应用较多。在支撑框架中对支撑斜杆与梁进行偏心连接的意图是要构成耗能梁段。因此, 偏心支撑框架的支撑斜杆与梁、柱的轴线不交汇于一点, 而是以偏心连接, 以形成一个先于支撑斜杆屈服的“耗能梁段”, 或在两根支撑斜杆的杆端之间构成“耗能梁段”。
偏心支撑框架的刚度与中心支撑框架接近, 消能梁段越短, 其刚度越大。在中小地震时, 结构处于弹性阶段, 在强震时耗能梁段进入塑性, 利用梁的塑性变形来吸收能量, 而支撑始终保持为弹性。偏心支撑框架较好地解决了中心支撑所存在的强度、刚度和耗能这三种性能不匹配问题, 兼有中心支撑框架强度与刚度好、纯框架耗能大的优点, 抗侧移刚度大、延性好。偏心支撑相对于纯框架, 支撑在每层加设, 抗侧刚度会更大, 并具有较好的延性, 但比框架的构件截面尺寸小, 成本更低。偏心支撑框架减弱地震作用比中心支撑框架更明显, 并能减小结构的侧向位移和顶层位移, 使楼层之间的层间相对位移的差别缩小, 且让变形更加缓慢;相比较之后发现, 中心支撑框架的层间位移发展无规律可寻, 而且相差很大, 有时顶层和底层层间位移差三倍。存在有耗能梁段的偏心支撑, 能起到保护支撑的作用, 发生罕遇地震时, 支撑因为耗能梁段先发生剪切屈曲而受到保护, 防止了因支撑失稳而造成的整体刚度大大降低, 并且, 延性、变形和耗能能力都很好的耗能梁段, 又具有相对稳定的结构滞回环。此外, 加设支撑斜杆时, 其轴线和梁、柱轴线不相交, 这会简化节点构造, 使门窗洞口的设置更富有灵活性。所以在防止变形方面, 偏心支撑框架更加有优势, 并且节省钢材 (比纯框架约节省20%, 比中心支撑框架约节省30%) 。
3 筒体体系
3.1 框筒结构
由密排柱和跨高比比较小的窗群梁连接, 形成密柱深梁的框架, 这种方式构成框筒结构。框筒一般布置在建筑的外围, 在水平力作用下形成空间受力结构, 除了腹板框架抵抗部分倾覆力矩外, 翼缘框架柱承受拉、压力, 可以抵抗水平荷载产生的部分倾覆力矩。框筒结构具有很大的抗侧移和抗扭刚度, 又可以增大内部空间的使用灵活性, 对于高层建筑, 是有效的抗侧力结构体系。
框筒也可看成在实腹筒上开了很多小孔洞, 但它的受力比一个实腹筒要复杂得多。框筒结构的梁主要为剪切变形, 或为剪弯变形, 有较大的刚度;而框筒结构的柱产生的主要是与结构整体弯曲相适应的轴向变形, 也就是可视为轴力构件。由于框筒结构存在剪切变形, 使得框筒柱的轴力分布与实腹筒不完全一致, 而出现“剪力滞后”现象, “剪力滞后”使翼缘框架各柱受力不均匀, 中部柱子的轴向应力减少, 角柱轴向应力增大, 腹板框架与一般平面框架相似, 各柱轴力 (下转第42页) (上接第28页) 也不是直线分布。一般框筒结构的柱距越大, 剪力滞后效应越大。所以, 如何减少翼缘框架“剪力滞后”的影响成为设计框筒结构时的主要问题。
3.2 束筒结构
单独采用框筒为抗侧体系的高层建筑结构较少, 因为框筒的剪力滞后效应的影响会减弱筒体的整体抗弯性能, 从而大大降低筒体的抗侧性能。所以, 把大的框筒结构划分为一些小框筒, 可以很明显的减小剪力滞后效应, 而结构的整体抗震性能也会因此增大, 这一个个小框筒就组成看束筒。
3.3 筒中筒结构
用框筒作为外筒, 将楼 (电) 梯间、管道竖井等服务设施集中在建筑平面的中心做成内筒, 就成为了筒中筒结构。对于钢结构的筒中筒结构, 外筒用框筒, 内筒为一般采用钢框筒或钢支撑框架。这种框筒与实腹筒组成的筒中筒结构不仅增大了结构的抗侧刚度, 还带来了协同工作的优点, 成为双重抗侧力体系。实腹筒是以弯曲变形为主的, 框筒以剪切型变形为主, 二者通过楼板协同工作抵抗水平荷载。与框-剪结构协同工作类似, 框筒与实腹筒的协同工作可使层间变形更加均匀;框筒上部、下部内力也趋于均匀;框筒以承受倾覆力矩为主, 内筒则承受部分剪力, 内筒下部承受的剪力很大;由于框筒布置在建筑周边, 它使结构的抗扭刚度增大;此外, 设置内筒减小了楼板跨度。因此, 筒中筒结构时一种适用于超高层建筑的较好的体系。但是它也有缺点, 密柱深梁常使建筑外形呆板, 窗口小, 影响采光与视野。
4 巨型结构体系
巨型结构也叫做主次框架结构, 主框架为巨型框架, 次框架为普通框架。其优点为:在主体巨型结构的平面布置和沿高度布置均为规则的前提下, 建筑布置和建筑空间在不同楼层可以有所变化, 形成不同的建筑平面和空间。
5 结束语
总之, 有地震作用时, 钢结构房屋由于钢材的材质均匀, 强度易于保证, 因而结构的可靠性大;而它轻质高强的特点, 使钢结构房屋的自重比较轻, 从而使结构所受的地震作用减小;其良好的延性性能, 使钢结构具有很大的变形能力, 即使在很大的变形下仍不致倒塌, 从而保证结构的抗震安全性。
参考文献
[1]李育容.住宅钢结构体系研究与经济性分析[D].合肥工业大学, 2004.
受力体系 篇7
关键词：斜拉桥,协作体系,协作跨,跨中弯矩,塔顶位移
0 引言
协作体系斜拉桥与非协作体系斜拉桥在结构的受力特点上与常规斜拉桥有很多区别，例如:协作体系斜拉桥整体刚度大，位移小;变形协调性能好，内力分布均匀;跨越能力增大，节省造价。尤其是在汽车、温度以及风荷载等其他可变荷载作用下，协作体系斜拉桥的主跨与相邻的连续梁协作跨一起承担，其显示出来的协调性及整体性均优于非协作体系的斜拉桥。但是一味的通过协作跨提高结构刚度，而过分的追求斜拉桥主梁的轻薄，也是不科学的。
1 可变荷载下，两种体系斜拉桥荷载效应的对比
以某主跨为260 m的独塔斜拉桥为例，采用协作体系的方案与非协作体系的方案，在汽车、人群、温度荷载以及风荷载等活荷载作用下，对比主梁弯矩、位移、主塔位移等荷载效应(见表1，图1，图2)。
通过以上分析，在汽车与人群荷载的作用下，跨中弯矩:协作体系比非协作体系减少26.3%;主梁最大竖向位移:协作体系比非协作体系减少20.8%;塔顶顺桥向位移:协作体系比非协作体系减少22.9%。
在温度荷载的作用下，跨中弯矩:协作体系比非协作体系减少4.0%;主梁最大竖向位移:协作体系比非协作体系减少6.8%;塔顶顺桥向位移:协作体系比非协作体系减少7.0%。
在顺桥向风荷载的作用下，跨中弯矩:协作体系比非协作体系减少28.5%;主梁最大竖向位移:协作体系比非协作体系减少22.2%。
由此可见，在添加了协作跨以后，斜拉桥主梁弯矩，位移及塔顶位移在各可变荷载的工况下，有了明显的改善。这一切都源于协作跨增大了桥梁的结构刚度的结果。
诚然，协作跨的出现使主梁的刚度有了很大的提高，但是不能仅仅依靠协作跨去提高结构的刚度，尤其是在活荷载的作用下。
2 协作体系斜拉桥高跨比
随着近些年来我国交通事业的发展，超载及重载使过去一段时间内人们追求的主梁轻薄的概念逐渐转变。在主梁结构高度降低后，由于梁体抗弯惯矩的大幅下降，使得主梁变形增大，对主塔的限制能力下降，所以塔顶会产生较大的位移，即便是协作体系斜拉桥也不能仅仅依靠协作跨的作用，而是应当适应日益增长的交通量、重载及超载的要求，适当确定梁高。
斜拉桥主梁的结构高度与塔柱刚度、索形、索距及索的刚度有很多关系，当仅主梁结构高度降低时，梁体挠度增加。因此，对于协作体系来说，主梁梁高的降低，导致主梁惯矩的降低，削弱了结构的刚度，恒载内力也会随之减小，但活载内力并未减小。实际上，活载内力不会由于结构梁高降低，而使其产生的支点负反力增大。
尽管协作体系的斜拉桥一定程度上提高了结构的刚度，但不能因此而降低梁高来抵消协作体系增加的结构刚度。因此得出结论:梁体断面宜高不宜低，对于跨径大于150 m的斜拉桥，建议梁的高跨比在1/100～1/150之间，而跨径小于150 m的斜拉桥的主梁高跨比在1/100以内，综合国内近期建成的协作体系斜拉桥来看，主梁高跨比甚至可以取到1/40。
3 结语
1)根据实桥的计算分析，协作体系斜拉桥在可变荷载的作用下，结构刚度有显著的提高。
2)根据现阶段的交通状况及近期新建协作体系斜拉桥梁高的选取，提出协作体系斜拉桥不应以牺牲梁高为代价而过分追求结构的轻薄，而是应该以协作跨增加的刚度去适应当今社会的重载及超载的运营条件。
参考文献
受力体系 篇8
1 自动猫道装置简介
1.1 计算简图
该自动猫道支撑体系主要包括上部桁架部分和下部支撑部分, 其计算简图如图1, 2所示。图中包括了各主要部件的尺寸和桁架中腹杆的连接方式以及边界条件的简化处理等。各杆件截面信息和具体尺寸见表1。
1.2 荷载简化计算
自动猫道装置上作用载荷由于滑轮作用为移动荷载, 其大小和方向不变 (本文中只考虑滑轮单向运动, 不考虑来回作用) , 作用位置沿着猫道发生变化。因此, 该装置在移动荷载作用下的受力状态将随荷载作用位置的不同而变化, 包括结构的内力和变形等。确定使上述量值 (内力和变形) 达到最大时该荷载的移动位置, 从而确定为结构的最不利荷载位置。
为了确定该装置在移动荷载作用下最不利荷载位置, 将桁架简化为带有悬挑部分的简支梁, 如图3所示。因此将问题简化为该移动荷载作用在什么位置时该梁的截面内力最大进行简化计算。
根据结构力学影响线知识, 以等效结构的跨中最大弯矩作为主要判定条件, 做出跨中K截面处弯矩和和支座处剪力影响线, 确定移动荷载的最不利位置, 如图4所示。
利用结构概念判定荷载最不利位置为4.1775m、5.8775m (距离桁架左侧端部) , 进一步通过计算分析, 处于这两种位置时, 结构跨中最大弯矩是相同的。在以弯矩影响线为主要判断条件的基础上, 根据剪力影响线进行判断, 计算可得在4.1775m位置时为52.962k N, 在5.8775m位置时为43.038k N。因此, 确定在该移动荷载作用下该桁架结构最不利荷载位置为距桁架左侧端部4.1775m处。
2 有限元模型
本文分析研究主要对象为猫道下部支撑桁架和底部支架部分, 采用ANSYS有限元建模分析。模型按腹杆刚接和铰接两种工况考虑:
1) 所有杆件采用刚接;采用ANSYS中的BEAM188单元进行建模分析;
2) 桁架中的腹杆采用铰接, 其余杆件采用刚接。腹杆采用LINK8单元模拟, 其余构件采用BEAM188建模分析。
材料采用Q235的钢材, 材料模型采用双折线等向强化模型。模型荷载与边界如图5所示, 右侧采用铰支座约束X、Y、Z三个方向的平动;支架底部采用固定端约束。集中荷载作用于桁架的上弦杆, 以1.7m等间距布置。
3 有限元分析
3.1 刚接连接工况1计算
有限元模型中所有杆件连接方式均采用刚接进行分析, 提取各杆件的应力、节点位移以及杆件的轴力, 输出相应值的云图, 如图6, 7所示, 进行结构分析。
表2列出单元的轴向应力值, 以及与材料强度的比值。可知:轴向应力最大值为150.47MPa, 出现在单元16中, 单元16处于桁架的下弦杆件中, 处于受拉状态。单元14~17的轴向应力比都大于0.5, 这些单元都大致处于桁架的跨中位置, 该结果符合力学概念判定。轴向应力最小值为-72.83MPa, 出现在单元7中, 该单元处于桁架的上弦杆件中, 处于受压状态。因此从轴向应力角度分析, 在该工况下桁架的轴向应力值小于材料的强度值235MPa。
表3列出节点的竖向位移。从表中可知:节点1竖向位移向上, 其竖向位移为20.28mm, 节点7的竖向位移向下, 位移值为-44.54mm。跨中节点6~8、16~18的竖向位移都比较大, 其值小于《钢结构设计规范GB50017-2003》中桁架结构跨中挠度容许值l/400。
3.2 铰接连接工况2计算
有限元模型中桁架腹杆采用铰接, 其他杆件采用刚接。通过静力计算提取杆件轴向应力、节点位移, 输出相应值的云图, 如图8, 9所示。
表4列出单元的轴向应力值, 以及与材料强度的比值。从表中可知:轴向应力最大值为163.67MPa, 出现在单元14和单元15中, 这两个单元处于桁架的下弦杆件中, 处于受拉状态。单元14~17的轴向应力比都大于0.5, 这些单元都大致处于桁架的跨中位置, 该结果符合力学概念判定。轴向应力最小值为-77.38MPa, 出现在单元6中, 这两个单元处于桁架的上弦杆件中, 处于受压状态。因此从轴向应力角度分析, 在该工况下桁架的轴向应力值小于材料的强度值235MPa。
表5列出桁架节点的竖向位移。从表中可知:节点1竖向位移向上, 其竖向位移为23.07mm, 节点7的竖向位移向下, 位移值为-52.83mm。跨中节点6~8、16~18的竖向位移都比较大, 其值小于《钢结构设计规范GB50017-2003》中桁架结构跨中挠度容许值l/400。
4 结论
1) 由工况1为腹杆为刚接分析可知:自动猫道支撑结构体系中杆件的最大轴向应力为150.47MPa, 出现在桁架的跨中下弦杆的单元16中, 与其左右相邻的单元14~17轴向应力均较大;节点1的竖向位移向上, 位移值为20.28mm, 节点7的竖向位移向下, 位移值为-44.54mm, 基本处于跨中位置;
2) 由工况2为腹杆为铰接分析可知:自动猫道支撑结构体系中杆件的最大轴向应力为163.67MPa, 与工况1轴向应力相差13.2 MPa, 出现在桁架的跨中下弦杆的单元14和15中, 与其左右相邻的单元16和17轴向应力均较大;节点1的竖向位移向上, 位移值为23.07mm, 节点7的竖向位移向下, 位移值为-52.83mm, 同时跨中节点6~8、16~18的竖向位移都比较大;
3) 通过以上两种工况分析, 在正常使用荷载作用下结构处于安全状态。两种工况的分析结果基本一致, 桁架结构在其跨中位置处的竖向位移和轴向应力都比较大, 尤其是下弦的跨中杆件应力比都大于0.5。第二种工况的分析结果略大于第一种工况的分析结果。
参考文献
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受力体系 篇9
土体作为一种典型的散体颗粒, 其宏观力学性质与其微观结构特性密切相关, 可以说土体的微观结构特性在很大程度上决定了其宏观力学性质。随着研究的深入, 人们发现通过细观结构 (力链[1,2]) 作为桥梁将土颗粒体系的宏微观建立联系, 更能真实反映土体的实际变形和变形过程的内在机理。因此, 研究力链形态、特性及其动态演变, 对于现代土力学具有直接的理论意义。
近年来, 对于颗粒体系中力链的分布、传递以及演化研究有了很大进展, 如Dantu[3]在光弹试验中发现颗粒体系内部接触力传递的非均匀现象。Liu[4]相继采用试验方法观测到颗粒体系内部接触力基本沿着外力方向传递, 形成力链结构, 进而形成力链网络。Oda[5]将砂土的三轴压缩试验试样经固化处理后从不同的方向切成薄片, 然后观察颗粒接点数按接触角的分布, 发现颗粒接点数在剪切过程中向大主应力方向集中。孙其诚等[6]阐述了颗粒物质多尺度力学的研究框架, 研究二维静态堆积颗粒中接触力及力链的分布。
综观以往研究, 不同学者都是从试验或DEM模拟角度观测得到力链的演变规律, 很少有人从理论上进行推导。本文主要采用解析法推导得出土颗粒在外荷载作用下力链向大主应力方向集中。并通过离散元软件PFC2D模拟双轴试验, 在其他微观参数不变的情况下, 改变应力比得到相应的力链分布图, 进一步验证理论推导的正确性。
1 力链及力链走向的理论推导
1.1 力链
大量光弹实验和DEM模拟发现, 通常情况下颗粒彼此接触紧密, 形成复杂的接触网络。在重力或外部载荷的作用下, 颗粒体系内部的接触力通过接触点沿着接触网络中的链状路径 (即力链) 这一特殊结构传递, 因土粒形状、大小、位置分布的不均匀性, 造成了颗粒间的接触力大小不尽相同, 从而在土体中形成诸多强度迥异的力链, 它们相互交错构成网络, 非均匀地贯穿于颗粒物质内, 并随外部荷载的扰动而发生演变, 对土体的宏观力学行为产生极其重要的影响。
有限单元法中采用软球模型[7]对颗粒接触力进行简化处理 (如图1所示) , 软球模型把颗粒间接触过程简化为弹簧振子的阻尼振动, 且切线方向颗粒间的滑动遵循滑动摩擦定理。用以下数学公式可表述为:
Fn=KnUn (1)
ΔFs=KsΔUs (2)
Fs≤μFn (3)
其中, Fn, Fs分别为接触力在颗粒切平面上的法向与切向分量;Un为颗粒间的重叠量;Kn, Ks分别为法向、切向弹性系数;μ为摩擦系数。其中法向、切向弹性系数与可测的弹性模量、泊松比以及剪切模量等颗粒的物性参数有关。
软球模型不考虑颗粒表面变形, 并假设在整个接触过程中各微观参数保持不变, 忽略了加载历史等细节, 直接按颗粒间重叠量和切向位移计算接触力, 因而计算强度较小, 适合于工程问题的数值计算。
1.2 力链走向的理论推导
假设一颗粒体系内部的水平与竖向应力分别为σ1, σ3, 从体系中选取两个颗粒进行研究 (见图2) , 其中α为颗粒接触角[8] (相互接触的两个颗粒圆心连线与某一基准面的夹角) 。本文选取水平面为基准平面, 并规定接触角逆时针方向为正。将应力分解到颗粒的切平面上得到:
由库仑—摩尔定律[9]得知滑移面上的抗剪强度为:
Sα=c+σαtgφ (6)
其中, c为凝聚力;φ为颗粒的内摩擦角。
令:
其中, F为接触角α的函数, 当土颗粒的应力状态向抗剪强度发展时, F的值随之变化, 当接触角达到临界值α′时, 函数F有极小值, 此时颗粒发生滑移。令:
设应力比为
其中,
由此得到:
式 (12) 说明颗粒的接触临界角随应力比变化而变化。因接触力F处于滑移面与接触面的法线范围之内, 当应力比η=4时, α′约为-1/6π, F的方向趋向于竖直方向 (见图2) , 当η=1/4时, α′约为5/18π, F的方向趋向于水平方向 (见图3) 。
2 力链走向的数值模拟实验验证
2.1 颗粒流程序PFC2D简介
PFC2D (Particle Flow Code in 2 Dimension) , 是Itasca公司开发的二维颗粒流离散单元程序, 根据颗粒离散元理论, 从散体介质的细观力学特性出发, 采用显式差分算法, 在计算循环中交替运用力—位移定律和牛顿运动定律, 通过力—位移定律更新接触颗粒间的接触力;通过运动定律更新颗粒的位置, 构成颗粒的新接触, 从而模拟颗粒介质的运动及其相互作用过程。
在PFC2D中材料的宏观本构行为是通过综合模型中每个接触处的本构模型实现的, 每个接触本构模型由3部分组成:接触刚度模型、滑动模型和连接模型。在模拟过程中PFC2D作了如下假设:
1) 颗粒单元为刚性体;2) 接触发生在很小的范围内, 即点接触;3) 接触特性为柔性接触, 接触处允许有一定的“重叠”量;4) “重叠”量的大小与接触力有关;5) 接触处有特殊的连接强度;6) 颗粒单元为圆盘形。
2.2 PFC2D模型双轴实验
试验的微观参数见表1, 粒径范围为0.075～0.085, 服从均匀分布, 颗粒孔隙率为0.15, 利用PFC2D软件生成的二维试样, 共生成颗粒数4 900个。生成模型试样后, 对试样分别施加应力比为4与1/4得到颗粒体系内的力链分布图。
2.3 实验结果讨论
从数值模拟实验结果可以看出, 在其他微观参数不变的情况下, 当应力比为4时, 力链向竖直方向集中, 当应力比为1/4时, 力链向水平方向集中。从而验证了文中1.2的理论推导结论, 即力链向大主应力方向集中的特点。
3 结语
颗粒物质体系呈现出复杂的力学性质, 其研究属于多尺度问题, 外荷载通常沿着准直线的路径在体系内传递, 形成区别于单个颗粒和整个体系的细观结构——力链, 它决定着颗粒体系整体的宏观力学行为, 所以要研究清颗粒体系内部的力学特性, 首先须弄清力链网络形态及其演变规律。
本文尝试从解析角度进行理论推导, 得出力链的大致走向;并通过离散元软件PFC2D模拟双轴实验进一步验证理论推导的正确性。但由于力链不仅与颗粒材料的弹性模量、泊松比和表面摩擦系数等有关, 而且还受颗粒体系边界条件、初始条件和外载荷的多重影响且较为繁杂, 故其网络的结构形成及演变规律还有待进一步深入研究。
摘要：采用解析法推导了颗粒体系在受力过程中的力链分布, 并通过PFC2D数值软件模拟双轴实验, 在其他参数不变的情况下, 改变应力比得到相应的力链分布图加以验证, 二者结果定性吻合, 具有一定的研究意义。
关键词：颗粒物质,力链,PFC2D,多尺度
参考文献
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