如图5-17所示，设在某一荷载阶段I时的荷载为，各结点的截面内力按弹性计算为一而截面的f义屈服条件F=0。下一步在此基础上把荷 载增加一个增量（可以用单位荷载量表示），由此计算出位地下管廊装配式成品支架进入塑性阶段后，继续增加荷载，该结点的内力是 F= 0上移动塑性状态或是回到F<0的弹性状态，都可以用常数A进行相应地判断；A>0时仍然保持塑性状态，当A<0时恢复到弹性状态。因此，可以利用式（5-69)计算A值，根据I值的正负性重新选用12值，求出相应的刚度矩阵并重新计算。
管廊通信支架托臂
当A>0时，内力在F=0的广义屈服条件曲线上移动，见 图5-17所示。这时下一步的内力可用下式确定：式中0=0，如果利用式（5-58)形式的广义屈服条件，则0=常数。
至于与地下管廊支架围岩的相互作用，可采用第三章第二节的围岩处 理方法，采用集中弹簧模型或地基刚度矩阵法处理。以下的计算 步骤按集中弹簧模型考虑。随着荷载的增加，支架结构的塑性区不断扩大，塑性铰也在增加。在一般的结构中，当塑性铰增加到一定数量时，就形成可变机构。节点的位移可以无限变形，这时计算就完成。但对于管廊金属支架，由于围岩的约束作用，有的可能形成机构，有的则未必能形成机构，但位移仍然可以不断发展。此时应该引入一判断条件。当位移达不到某一值时，计算即结束。数值选择不宜太大，应控制在小变形理论允许的范g内，一般为型钢度的1~2倍为宜，当然这个位移值也可用I*I来表示。使得I<6时，计算结束。全部计算步骤如图5-18所示。
四、算例
下面采用上述的分析方法讨论围岩力学性质对地下管廊支架的弹性动态的影响。作为算例，考虑的三铰半圆拱刚性工字钢支架，受垂直均荷载g的作用。工宇钢截面为100mm*100mm* 5mm* 7mm,材料屈服极限300MPa，广义屈服条件为：0.15 F= ml围岩的弹性抗力系数分别选取A =0.3和 1000.0 MPa进行计算。
图5 – 19是拱顶结点10的垂直位移和荷载g的关系曲线， 图中的数字为屈服的结点号，从图中可以看出：(1) 不论围岩的弹性抗力系数尺值的大小如何，屈服结点 出现的顺序分别为：2和18, 1和19, 7和13, 3和17……。
(2) 这些屈服结点出现的位置均有围岩弹性抗力的约束，因此，虽然出现塑性铰，但都不能使支架形成可变机构。
(3) 后支架的极限承载能力差别不大，但位 移值有较大的差异。
图5-20是随着荷载的增加，结点截面的内力变化情况。