如圖5-17所示，設(shè)在某一荷載階段I時的荷載為，各結(jié)點(diǎn)的截面內(nèi)力按彈性計算為一而截面的f義屈服條件F=0。下一步在此基礎(chǔ)上把荷 載增加一個增量（可以用單位荷載量表示），由此計算出位地下管廊裝配式成品支架進(jìn)入塑性階段后，繼續(xù)增加荷載，該結(jié)點(diǎn)的內(nèi)力是 F= 0上移動塑性狀態(tài)或是回到F<0的彈性狀態(tài)，都可以用常數(shù)A進(jìn)行相應(yīng)地判斷；A>0時仍然保持塑性狀態(tài)，當(dāng)A<0時恢復(fù)到彈性狀態(tài)。因此，可以利用式（5-69)計算A值，根據(jù)I值的正負(fù)性重新選用12值，求出相應(yīng)的剛度矩陣并重新計算。

管廊通信支架托臂

當(dāng)A>0時，內(nèi)力在F=0的廣義屈服條件曲線上移動，見 圖5-17所示。這時下一步的內(nèi)力可用下式確定：式中0=0，如果利用式（5-58)形式的廣義屈服條件，則0=常數(shù)。

至于與地下管廊支架圍巖的相互作用，可采用第三章第二節(jié)的圍巖處 理方法，采用集中彈簧模型或地基剛度矩陣法處理。以下的計算 步驟按集中彈簧模型考慮。隨著荷載的增加，支架結(jié)構(gòu)的塑性區(qū)不斷擴(kuò)大，塑性鉸也在增加。在一般的結(jié)構(gòu)中，當(dāng)塑性鉸增加到一定數(shù)量時，就形成可變機(jī)構(gòu)。節(jié)點(diǎn)的位移可以無限變形，這時計算就完成。但對于管廊金屬支架，由于圍巖的約束作用，有的可能形成機(jī)構(gòu)，有的則未必能形成機(jī)構(gòu)，但位移仍然可以不斷發(fā)展。此時應(yīng)該引入一判斷條件。當(dāng)位移達(dá)不到某一值時，計算即結(jié)束。數(shù)值選擇不宜太大，應(yīng)控制在小變形理論允許的范g內(nèi)，一般為型鋼度的1~2倍為宜，當(dāng)然這個位移值也可用I*I來表示。使得I<6時，計算結(jié)束。全部計算步驟如圖5-18所示。
四、算例
下面采用上述的分析方法討論圍巖力學(xué)性質(zhì)對地下管廊支架的彈性動態(tài)的影響。作為算例，考慮的三鉸半圓拱剛性工字鋼支架，受垂直均荷載g的作用。工宇鋼截面為100mm*100mm* 5mm* 7mm,材料屈服極限300MPa，廣義屈服條件為：0.15 F= ml圍巖的彈性抗力系數(shù)分別選取A =0.3和 1000.0 MPa進(jìn)行計算。

圖5 – 19是拱頂結(jié)點(diǎn)10的垂直位移和荷載g的關(guān)系曲線， 圖中的數(shù)字為屈服的結(jié)點(diǎn)號，從圖中可以看出：(1) 不論圍巖的彈性抗力系數(shù)尺值的大小如何，屈服結(jié)點(diǎn) 出現(xiàn)的順序分別為：2和18, 1和19, 7和13, 3和17……。

(2) 這些屈服結(jié)點(diǎn)出現(xiàn)的位置均有圍巖彈性抗力的約束，因此，雖然出現(xiàn)塑性鉸，但都不能使支架形成可變機(jī)構(gòu)。

(3) 后支架的極限承載能力差別不大，但位 移值有較大的差異。

圖5-20是隨著荷載的增加，結(jié)點(diǎn)截面的內(nèi)力變化情況。