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        裝配疊合式管廊腋角受力性能及整體破壞形態(tài)試驗研究

        2020-04-25 15:09:06楊艷敏張志新葛澤森李子根
        北方建筑 2020年2期
        關(guān)鍵詞:管廊底板測點

        楊艷敏 徐 冉 張志新 葛澤森 李子根

        (吉林建筑大學(xué)土木工程學(xué)院,吉林 長春 130118)

        0 引言

        隨著我國城市化水平的不斷提高,對有限的城市地下空間爭奪已進(jìn)入非常劇烈的階段,綜合管廊作為重要的城市地下基礎(chǔ)設(shè)施,在我國迅速推廣和發(fā)展,目前國內(nèi)外學(xué)者對這種構(gòu)件進(jìn)行了大量研究。胡翔和薛偉辰等[1-3]通過對足尺管廊模型開展單調(diào)靜力試驗,并使用ABAQUS軟件進(jìn)行有限元模擬對比分析,較為系統(tǒng)地研究了采用預(yù)應(yīng)力筋連接的預(yù)制預(yù)應(yīng)力管廊結(jié)構(gòu)和管廊結(jié)構(gòu)下部邊節(jié)點的受力性能。易偉建等[4]通過對有無腋角的2種綜合管廊進(jìn)行靜載試驗,對比分析其破壞機(jī)制、承載能力以及裂縫狀開展?fàn)顩r,發(fā)現(xiàn)適當(dāng)增加管廊頂板的縱筋配筋率,無腋角的管廊結(jié)構(gòu)性能與有腋角的管廊結(jié)構(gòu)性能接近。Shatnawi等[5]采用有限元法對不同尺寸、不同厚度的鋼筋混凝土箱涵在不同填土高度下的受力性能進(jìn)行了數(shù)值研究。Chen等[6]為了減少箱涵結(jié)構(gòu)上路基土對其產(chǎn)生荷載,提出了一種新型減載式涵洞結(jié)構(gòu),并通過模型試驗研究了其土壓力分布情況。由于裝配疊合式管廊既有預(yù)制構(gòu)件施工簡便、快速,節(jié)能環(huán)保的特點,又具有現(xiàn)澆結(jié)構(gòu)整體性能好的優(yōu)點,符合我國可持續(xù)發(fā)展和綠色建筑的要求,目前成為管廊發(fā)展的新方向[7]。本文將對一個裝配疊合式縮尺管廊模型進(jìn)行靜力加載試驗,研究其在模擬覆土荷載作用下的破壞現(xiàn)象、承載能力及腋角各測點荷載應(yīng)變曲線、荷載位移曲線等,為后期結(jié)合多種變量研究裝配疊合式管廊在火災(zāi)全過程中的結(jié)構(gòu)性能提供參考。

        1 試驗概況

        1.1 裝配疊合式管廊模型設(shè)計與制作

        進(jìn)行縮尺管廊模型結(jié)構(gòu)性能試驗研究時,縮尺管廊模型與原管廊結(jié)構(gòu)需要滿足靜力試驗要求的幾何相似、物理相似、荷載相似及邊界條件相似[8]。本試驗管廊模型縮尺比例根據(jù)量綱分析基本原理確定,綜合考慮試驗儀器量程及尺寸限制,最終確定縮尺比例為1/6。依據(jù)我國《混凝土結(jié)構(gòu)設(shè)計規(guī)范》GB 50010—2010[9]設(shè)計試件,本實驗管廊模型設(shè)計強(qiáng)度等級為C40,腋角高度為50 mm,配筋率為1.90%,管廊端部截面尺寸及配筋如圖1所示。試件采用裝配疊合的建造方式,首先根據(jù)設(shè)計尺寸及配筋要求對管廊的頂板、底板和兩側(cè)墻板進(jìn)行預(yù)制。各板養(yǎng)護(hù)成型后進(jìn)行拼裝,每塊板腋角位置縱向鋼筋都有一定的錨固長度,將此部分鋼筋插入與之相連的板內(nèi),并進(jìn)行綁扎(見圖2),最后澆筑混凝土并養(yǎng)護(hù)成型。

        1.2 加載方案

        加載裝置:為模擬管廊真實受力情況,本試驗使用極限力為500 kN的微機(jī)控制結(jié)構(gòu)試驗系統(tǒng)進(jìn)行加載,采用四集中力即八分點加荷,用二級分配梁等效代替覆土均布荷載。由于管廊結(jié)構(gòu)可認(rèn)為是封閉框架結(jié)構(gòu),其頂板、底板所受的力大小相同,方向相反,故在管廊底部設(shè)置4個鋼墊塊,使得頂板、底板受力對稱,試驗加載裝置(見圖3),圖中1為豎向加載裝置,2為分配梁,3為墊塊,4為管廊試件。

        加載制度:參考管廊結(jié)構(gòu)足尺模型試驗對本試驗的加載制度進(jìn)行設(shè)計[10]。本試驗管廊設(shè)計埋置深度為6 m,管廊結(jié)構(gòu)覆土荷載設(shè)計值根據(jù)實際情況計算確定為85 kN,試驗將分級加載至覆土荷載設(shè)計值,待裂縫、變形穩(wěn)定后,繼續(xù)加載,直至結(jié)構(gòu)破壞。

        觀測方案:在管廊模型腋角處選取具有代表性的位置布置混凝土應(yīng)變片和位移計,分別如圖4~圖5所示,本試驗使用2臺DH3816N靜態(tài)測試分析采集儀分別采集混凝土應(yīng)變和位移;裂縫寬度用北京智博聯(lián)F71-F800裂縫綜合測試儀進(jìn)行測量;結(jié)構(gòu)承載力根據(jù)結(jié)構(gòu)試驗系統(tǒng)來測量。

        2 試驗結(jié)果分析

        2.1 破壞現(xiàn)象

        管廊模型試驗現(xiàn)象為:從開始加載至荷載達(dá)到75 kN,管廊模型混凝土表面無明顯裂縫,結(jié)構(gòu)無明顯位移,表現(xiàn)穩(wěn)定。繼續(xù)加載,左側(cè)墻板距底部9 cm處混凝土表面出現(xiàn)第1條細(xì)微裂縫,寬度為0.05 mm;隨著荷載不斷加大,第2條裂縫出現(xiàn)在第1條裂縫右上方距底部24 cm處,寬度為0.03 mm,2條裂縫均沿管廊模型長度方向延伸,管廊模型右側(cè)墻板和端部均出現(xiàn)若干細(xì)微裂縫。當(dāng)荷載達(dá)到109 kN時,裂縫沿管廊模型長度方向延伸速度明顯加快,左右兩側(cè)墻板裂縫分布基本一致;當(dāng)荷載達(dá)到127 kN時,1條45°斜裂縫出現(xiàn)在管廊模型端部左下側(cè)腋角處,且延伸至底板內(nèi)壁;當(dāng)荷載達(dá)到149.6 kN時,另一側(cè)端部右下腋角處也出現(xiàn)斜裂縫,且裂縫寬度迅速增大(見圖6(a));隨著荷載繼續(xù)增大,管廊內(nèi)部上壁和下壁均出現(xiàn)大量裂縫,腋角處45°斜裂縫繼續(xù)增寬,底板內(nèi)壁裂縫接近貫通;當(dāng)荷載達(dá)到176.8 kN時,由于腋角處45°斜裂縫不斷增大,此處的混凝土突然崩裂,底板預(yù)制混凝土層與后澆混凝土連接部分產(chǎn)生滑移,底板鋼筋外露,腋角處斜裂縫沿預(yù)制混凝土層輪廓分布(見圖6(b));最大裂縫寬度已到達(dá)1 cm(見圖6(c));底板發(fā)生剪切破壞,試驗結(jié)束,左側(cè)墻板和管廊斷面破壞現(xiàn)象分別(見圖6(d)和(e))。觀察試件頂板、底板表面的裂縫分布情況(見圖 6(f)),可發(fā)現(xiàn)頂、底板內(nèi)壁跨中裂縫密集,這是由于頂、底板內(nèi)壁跨中處均承受負(fù)彎矩,內(nèi)壁表面受拉,所受拉應(yīng)力超出混凝土抗拉強(qiáng)度而形成裂縫。

        2.2 荷載-應(yīng)變曲線分析

        混凝土荷載應(yīng)變曲線可作為分析管廊腋角受力情況的重要依據(jù),裝配疊合式管廊模型在分級加大的豎向荷載作用下,混凝土腋角各測點荷載-應(yīng)變曲線如圖7所示。從開始加載至荷載達(dá)到75 kN,各測點應(yīng)變增量均隨荷載的增加而變大,且各測點應(yīng)變均為壓應(yīng)變;荷載增加到90 kN,此期間由于墻板出現(xiàn)裂縫,除測點1應(yīng)變變化幅度甚微,其余測點應(yīng)變變化幅度略大;荷載繼續(xù)增加到127.5 kN,由于管廊試件內(nèi)壁出現(xiàn)大量裂縫,各測點應(yīng)變產(chǎn)生波動,但波動幅度較小。荷載增大至131 kN時,由于管廊模型底板一側(cè)腋角處產(chǎn)生延伸至底板內(nèi)壁的45°斜裂縫,除測點4應(yīng)變增量較小,其余各測點應(yīng)變迅速增加至一定程度后保持穩(wěn)定;直至荷載到達(dá)150 kN時,由于管廊模型底板一側(cè)腋角處產(chǎn)生延伸至底板內(nèi)壁的主裂縫,各測點迅速由受拉狀態(tài)轉(zhuǎn)變?yōu)槭軌籂顟B(tài),應(yīng)變反應(yīng)劇烈,且均隨繼續(xù)加載產(chǎn)生大幅波動。加載至管廊試件達(dá)到極限狀態(tài)時,各測點應(yīng)變狀態(tài)均為壓應(yīng)變,測點3即底部跨中腋角處壓應(yīng)變最大,應(yīng)變值為-263.4 με;測點1即底板端部腋角處壓應(yīng)變最小,應(yīng)變值為-115.6 με。頂、底部跨中腋角對應(yīng)測點3,4應(yīng)變值明顯大于頂、底端部腋角對應(yīng)測點1,2;底部跨中腋角測點3應(yīng)變遠(yuǎn)大于頂部跨中腋角測點4,而底板腋角端部測點1和頂板腋角端部測點2應(yīng)變值相差較小。

        2.3 荷載-位移曲線分析

        對頂部腋角各測點的位移數(shù)據(jù)進(jìn)行整理歸納可得到管廊頂部腋角測點荷載-位移曲線,如圖8所示。分析荷載位移曲線可知,管廊結(jié)構(gòu)破壞過程大體可以分為3個階段。

        混凝土開裂階段:從開始加載至荷載到達(dá)75 kN,此期間試件混凝土表面無裂縫,管廊結(jié)構(gòu)處于彈性工作狀態(tài),頂部腋角各測點位移隨荷載增加呈線性增長。隨著荷載繼續(xù)增大,試件凝土表面產(chǎn)生裂縫,管廊結(jié)構(gòu)逐漸從彈性工作狀態(tài)進(jìn)入非彈性工作狀態(tài),荷載-撓度曲線呈現(xiàn)出非線性的變化規(guī)律,并且出現(xiàn)剛度衰減現(xiàn)象。

        鋼筋屈服階段:當(dāng)荷載增加至149.6 kN時,試件受拉區(qū)混凝土裂縫不斷開展,底部腋角處45°斜裂縫寬度迅速增大,形成主裂縫,試件剛度明顯下降,受拉區(qū)鋼筋開始進(jìn)入屈服階段,此時荷載增長不大,而位移持續(xù)增長;構(gòu)件屈服后荷載有所下降,而位移急劇增加,是構(gòu)件主裂縫持續(xù)增大且不斷產(chǎn)生新裂縫所致。經(jīng)過一段不穩(wěn)定平臺后,荷載又有所上升,這是由于部分鋼筋已經(jīng)處于屈服平臺,鋼筋應(yīng)力不斷發(fā)生變化,構(gòu)件荷載不能持荷。

        破壞階段:此階段荷載增長緩慢,主裂縫寬度不斷增長,位移急劇增大,結(jié)構(gòu)變形明顯,管廊結(jié)構(gòu)的剛度出現(xiàn)較為明顯的衰減。荷載在達(dá)到149.6 kN前,各測點位移與荷載的增長趨勢呈現(xiàn)出一定的線性關(guān)系,只有在極限荷載作用下才產(chǎn)生較大的變形,說明管廊結(jié)構(gòu)的抗變形能力較強(qiáng)。

        3 結(jié)論

        通過對裝配疊合式管廊模型進(jìn)行靜力加載試驗可得到以下結(jié)論。

        1)裝配疊合式管廊試件的極限承載力為176.8 kN,是管廊荷載設(shè)計值的2.08倍,具有足夠的安全儲備。

        2)裝配疊合式管廊試件的破壞形式為單板剪切破壞,試件的主裂縫為端部腋角處沿著預(yù)制混凝土層和后澆混凝土層交界位置產(chǎn)生的斜裂縫,由此可見裝配疊合式管廊試件薄弱位置在預(yù)制混凝土層及后澆混凝土層交界部位,在實際工程中應(yīng)對此部位進(jìn)行加強(qiáng)設(shè)計。

        3)腋角在正常使用狀態(tài)下未產(chǎn)生明顯裂縫,僅在極限荷載作用下產(chǎn)生較大的變形且最大撓度為14.91 mm,受力性能良好。

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