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超大直径筒仓仓顶现浇混凝土施工悬吊支撑桁架安全分析

日期：2015-6-17 14:24:37　来源：本站原创　浏览数：
　

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近年来，超大直径筒仓在煤炭行业得到大量应用，解决了煤炭储存和环境保护的问题，具有良好的社会效益和经济效益，并且拥有良好的工程应用前景。结合超大直径、超高筒仓仓顶结构施工问题，研发了两端旋转盘口扣件的钢管杆件，并由杆件组成筒仓仓顶施工的桁架支撑体系。旋转盘口式扣件钢管桁架支撑体系作为筒仓的一种新型支撑体系，具有跨度大，安全性高，承载能力强，安装和拆卸施工周期短，可重复利用，经济性好等优势，逐步得到了应用，但对该支撑体系的理论分析较少，设计方法还不完善。因此，文献［1 － 6］对旋转盘口式扣件钢管桁架构件和支撑体系承载力与变形进行了试验研究。结果表明: 中部扣件受拉组试件拉伸破坏的原因皆与焊缝有关; 两端扣件受拉试件组断面发生颈缩现象，承载力满足要求; 压缩杆件均发生不同程度的压弯失稳; 受压球节点与钢管连接的焊缝附近相对薄弱。采用ANSYS 有限元软件建立支撑体系模型，对桁架支撑体系进行承载能力和变形性能的分析，确定了旋转盘口式扣件桁架的最大承载力、桁架高度、弦杆长度等对承载力有显著影响的参数; 通过现场加载的足尺试验验证表明，桁架受力和变形规律的有限元分析结果与试验结果基本一致，承载和变形性能较好［7］。
    基于此，通过对30 m 超大直径支撑体系优化分析，确定最优的悬吊施工方案，在选取从外向内三圈分别悬吊钢绞线数量为60，36 和20 根的优化方案的基础上，考虑应力最大的拉索失效，计算桁架能否继续提供足够的承载力，此外考虑应力最大的杆件失效后，对结构的影响。并对其施工过程的悬吊安全性进行分析，为实际工程应用提供理论和试验依据，为同类筒仓施工提供一定参考。
    1· 工程概况
    某工程为一座内径30 m 的圆形煤仓，基础为钢筋混凝土筏板基础，仓壁为后张法无黏结预应力钢筋混凝土筒壁结构。单仓容量为30 000 t，建筑物总高度71 m。标高+ 53. 550 m( 环梁截面) 处为环梁上平面，截面尺寸800 mm × 2 000 mm。锥壳与水平面夹角为45°，锥壳厚度为450 mm，锥壳顶环梁截面尺寸800 mm × 2 000 mm，主梁截面尺寸为600 mm × 1 400 mm，仓顶混凝土强度等级为C40。仓顶混凝土浇筑主要分四个施工阶段，第一阶段为大环梁混凝土浇筑，此部分荷载传递到仓壁上，不考虑; 第二阶段是斜锥壳下4 /5 混凝土浇筑，共计203. 15 m3，即加载5 282 kN; 第三阶段是剩余斜锥壳及小环梁混凝土浇筑，施工至斜锥壳相交斜面标高+ 58. 950 m 处，共计115. 4 m3，加载3 004 kN; 第四阶段是平台梁板混凝土施工，共计104. 09 m3，加载2 706 kN。其中第二施工阶段和第三阶段浇筑的混凝土最多，故选取这两次浇筑时的支撑体系进行受力分析。
    2· 模型设计
    采用ANSYS 进行30 m 筒仓有限元建模分析，桁架弦杆和腹杆均采用48 × 3. 5 钢管，材质为Q345。空间钢管桁架是一种空间杆件体系，建模主要采用以下三点假设: 1) 假设所有节点均为铰接连接，即杆件只承受轴向力，由于是施工分析，所以属于弹性分析; 2) 结构的荷载均按静力等效原则，将节点所辖区域内的荷载化为作用于该节点上的集中荷载; 3 ) 支座节点根据具体情况假设为弹性支承［8］。考虑到实际施工情况与有限元模拟的差距，采用刚度折减的方法来考虑连接杆件的连接间隙、初始缺陷、施工误差等因素的影响。通过比较分析，最终取折减系数0. 60［9］。分析时按最不利情况考虑，将所有荷载全部施加在小环梁投影区域内。钢绞线采用Link 10 单元模拟，每根钢绞线划分为1 个单元，有限元模型如图1 所示。

对桁架支撑体系钢绞线连接处的节点进行受压强度验算，图2 和图3 为支撑体系钢绞线的拉力，由图3 可以看出，有最大拉力钢绞线的位置，呈中心对称变化，这时支撑体系满足承载力要求。图4 和图5 为支撑体系钢绞线的应力，由图5 可以看出，有最大应力钢绞线的位置，呈中心对称变化。

    3 ·模型分析
    根据前期模型设计，钢绞线在仓壁与支撑体系上的连接位置如图6、图7 所示。结合仓顶施工情况，由于施工第二阶段和第三阶段浇筑的混凝土最多，故只选取这两次浇筑时的钢管桁架支撑体系进行受力分析。考虑筒仓施工中两种情况可能导致最不利施工工况: 局部拉索失效和局部受力杆件失效，需要考虑应力最大的拉索失效和应力最大的杆件失效对结构的影响。

    3. 1 第二阶段模型分析
    按实际情况在支撑体系上施加荷载，先对第二阶段施工过程按最不利情况分析，将所有荷载全部施加在下4 /5 锥壳投影区域内。荷载取5 282 kN，施加在支撑体系上直径19. 2 ～ 30. 0 m 范围内。当第一圈拉索中应力最大钢绞线失效时，通过对钢管桁架支撑体系有限元模型进行分析，得到其变形和竖向位移与钢绞线完整时变形规律一致，如图8 所示，竖向最大位移增大2. 37 mm。与拉索完好时结果对比如表1。当第一圈应力最大的钢绞线失效后，最大拉力为94. 95 kN小于抗拉承载力标准值NＲ为169. 037 kN，满足承载力的要求。支撑体系钢绞线的钢索抗拉强度值为339 MPa，根据CECS 212∶ 2006《预应力钢结构技术规程》［10］规定，拉索强度的设计值不应大于索材极限抗拉强度的40% ～ 55%，重要索取低值，次要索取高值，故与1 860 MPa × 40% = 744 MPa相比较可知，钢绞线的抗拉强度满足要求。

    同理，当第二根钢绞线失效、第三根钢绞线失效、上、下弦应力最大的杆件失效和斜杆中应力最大的杆件失效时，通过对钢管桁架支撑体系有限元模型进行分析，变形、竖向位移继续增大，但远小于CECS 212∶2006 中的标准值。与拉索完好时结果对比如表1 所示。可知: 支撑体系钢绞线的应力、钢索抗拉强度值均满足要求。
    当下弦应力最大的杆件失效时，通过对钢管桁架支撑体系有限元模型进行分析，得到其变形如图9 所示。与拉索完好时结果对比如表1 所示，可见当下弦应力最大的杆件失效时，对结构影响并不大。支撑体系钢绞线最大拉力为88. 01 kN ＜ NＲ，这时支撑体系满足承载力的要求。支撑体系钢绞线的钢索抗拉强度值为314 MPa ＜ 744 MPa，钢绞线的抗拉强度也满足要求。

当上弦应力最大的杆件失效时，通过对钢管桁架支撑体系有限元模型进行分析，得到其变形如图10 所示，变形和竖向位移与结构完整时基本一致，相差极小，竖向位移增加0. 1 mm。与结构完好时结果对比如表1 所示。支撑体系钢绞线的最大拉力为88. 16 kN，支撑体系满足承载力的要求。支撑体系钢绞线的钢索抗拉强度值为315 MPa，钢绞线的抗拉强度也满足要求。

当斜杆中应力最大的杆件失效时，通过对钢管桁架支撑体系有限元模型进行分析，得到其变形如图11 所示。与结构完好时结果对比如表1 所示。支撑体系钢绞线的最大拉力为87. 56 kN，支撑体系满足承载力的要求; 支撑体系钢绞线的钢索抗拉强度值为313 MPa，钢绞线的抗拉强度也满足要求。

当第二圈拉索中应力最大的钢绞线断裂时，通过对钢管桁架支撑体系有限元模型进行分析，得到其变形如图12 所示，与拉索完好时结果对比如表2所示。支撑体系钢绞线的最大拉力为98. 48 kN，满足承载力的要求。支撑体系在有最大应力钢绞线的位置，呈中心对称变化，钢索抗拉强度值为352 MPa，抗拉强度也满足要求。

    同理，当第二根钢绞线失效时，通过对钢管桁架支撑体系有限元模型进行分析，得到其变形、竖向位移、钢绞线拉力及抗拉强度与拉索完好时结果对比如表2 所示，均满足要求。
    3. 2 第三阶段模型分析
    当第一圈拉索中应力最大的钢绞线断裂时，通过对钢管桁架支撑体系有限元模型进行分析，得到其变形如图13 所示，与拉索完好时结果对比如表3所示。支撑体系钢绞线的最大拉力为115. 50 kN，其钢索抗拉强度值为413 MPa，均满足要求。

    同理，当第二根钢绞线失效、下弦杆件失效、上弦杆件失效和斜杆件失效时，通过对钢管桁架支撑体系有限元模型进行分析，变形、竖向位移继续增大，但远小于CECS 212∶ 2006 中的标准值，与拉索完好时结果对比见表3。支撑体系钢绞线的应力，钢索抗拉强度值均满足要求。
    当第二圈应力最大的钢绞线断裂时，通过对钢管桁架支撑体系有限元模型进行分析，得到其变形如图14 所示，与拉索完好时结果对比如表4 所示。支撑体系钢绞线的最大拉力为130. 57 kN，其钢索抗拉强度值为466 MPa，均满足要求。

    同理，当第二根钢绞线失效时，通过对钢管桁架支撑体系有限元模型进行分析，得到其变形、竖向位移，与拉索完好时结果对比见表4。支撑体系钢绞线的拉力和应力均满足要求。
    当第三圈应力最大的钢绞线断裂时，通过对钢管桁架支撑体系有限元模型进行分析，得到其变形如图15 所示，与拉索完好时结果对比见表5。支撑体系钢绞线的最大拉力为118. 25 kN，这时支撑体系满足承载力的要求，其钢索抗拉强度值为422 MPa，钢绞线的抗拉强度也满足要求。同理，当第二根钢绞线失效时，通过对钢管桁架支撑体系有限元模型进行分析，得到其变形、竖向位移，与拉索完好时结果对比如表5所示。支撑体系钢绞线的拉力和应力均满足要求。