钢桁桥变截面箱形杆件轴心受压稳定性试验研究

2014-06-26郑舟军

土木工程与管理学报 2014年1期

齐舒，郑舟军，许梁

(1.中铁大桥局集团武汉桥梁科学研究院有限公司，湖北武汉 430034； 2.湖北省交通规划设计院，湖北武汉 430051)

箱形杆件由于力学性能良好而广泛应用于大跨度钢桁架桥梁，但是针对箱形杆件稳定性的研究不多，对变截面箱形杆件稳定性的研究更少。在一些大型公铁两用桥梁中，由于作用荷载大，对关键构件进行杆件稳定性研究很有必要，文献[1～5]对芜湖长江大桥主桁带加劲肋箱形截面杆件进行了残余应力实测和压杆稳定性研究；文献[6,7]对武汉天兴洲公铁两用长江大桥钢桁梁带加劲肋箱形压杆进行了非线性有限元分析和带肋加劲板模型试验研究。

某连续钢桁梁拱桥采用变截面箱形杆件，由于该桥整个结构中杆件受力相差悬殊，杆件截面采用2种宽度和4种高度来适应不同的受力结构区段以节省钢材[8]。而变截面箱形压杆的稳定性在《铁路桥梁钢结构设计规范》(TB 10002.2-2005)(简称《钢桥规》)中无明确规定，因此需要对关键杆件的构造细节及整体稳定性进行分析和试验研究。针对该桥，本文以一变截面箱形弦杆为原型，进行1∶4缩尺后制作成轴心受压杆件试验模型，分别进行非线性极限承载力计算和轴心受压加载试验，对杆件失稳过程中的变形、应力和破坏形态进行分析研究。

1 杆件极限承载力计算

1.1 杆件参数

试验杆件以某连续钢桁梁拱桥的边跨钢桁梁上弦杆为原型，进行1∶4缩尺制作成试验模型。杆件为箱形无加劲肋变截面压杆，截面形状和力学参数分别如图1和表1所示。试验杆件有效长度为3005 mm，其中小截面杆长为775 mm，变截面杆长为1800 mm，大截面杆长为430 mm。采用小截面端计算长细比，得到的沿X轴和Y轴方向的长细比分别为34.5和48.7，杆件Y轴为弱轴。

图1 变截面杆件参数

有效长度/mm截面高度/mm小端截面面积/mm2Ix/×107mm4Iy/×107mm4λxλy3005150～25094058.634.3334.548.7

1.2 计算模型

采用ANSYS软件分析试验杆件在轴压荷载作用下的非线性承载力。计算杆件的所有板件采用大变形弹塑性Shell43单元进行模拟。杆件材质为Q370qE，材料的应力-应变关系采用双线性弹塑性模型，屈服应力取370 MPa，切线模量Et=0.03E。杆件的最大偏心距为2.5 mm(N4板实测值)，初步偏心率为0.085%。杆件两端模拟成铰接，顶部施加均布荷载。

1.3 计算结果

根据非线性计算结果，杆件的极限承载力为3191 kN，此时杆件发生整体失稳，X向的变形如图2所示。根据图3失稳位置局部应力分布可知，杆件除了整体沿弱轴失稳，同时伴有板件翘曲。在失稳时，受压侧板件的Von Mises应力较大范围处于或接近屈服强度。根据图4最大水平位移随荷载变化曲线可知，杆件水平位移前期基本在弹性范围内，且绝对值不大，当接近失稳荷载时，水平位移快速增加至较大值。计算分析表明杆件整体失稳较为突然，具备长细比较小压杆失稳特点。杆件的最大水平向位移位于杆件小端常截面与变截面的过渡位置，靠近小截面端的0.3L处。

图2 失稳时X向变形/mm

图3 失稳位置局部Von Mises应力/MPa

图4 最大水平位移

2 模型试验

2.1 模型材质与制作

试验杆件的具体参数见1.1节。试验模型由专业厂家制作完成，所采用的工艺与实桥设计基本一致。模型结构钢材采用Q370qE钢。杆件的焊接采用CO2气体保护焊，焊缝检查符合工艺及验收规范要求。试验前对杆件偏心距进行测量，沿弱轴的最大偏心矩为2.5 mm，最大偏心率为0.085%，沿强轴的最大偏心率为0.035%。

2.2 试验加载

杆件轴心受压试验时加载，杆件的上下端采用圆柱滚轴连接模拟铰接，杆件可以沿滚轴中心沿弱轴转动。下端底座与试验机地锚螺栓连结，上端底座与试验机加载端采用螺杆连结。试验前在滚轴和圆槽内涂黄油，达到铰接效果。

试验前，首先进行预压。检测测点工作情况、杆件是否对中、连结部位是否紧密结合，并读取结构应力和位移初值等。预压结束后，开始正式试验。试验采用分级加载，在2000 kN以内，每隔200 kN为一级，2000 kN后每100 kN一级。每级加载时间间隔为3 min，加载前、后分别读取应变和位移值。试验最后加载至2900 kN，杆件突然失稳并出现较大弯曲变形后终止试验。

2.3 试验结果

2.3.1变形分析

在不同加载荷载作用下，杆件的水平位移如图5所示，加载至800 kN与1600 kN时，杆件各位置上的水平位移极小；当加载至2400 kN时，杆件中部的水平位移最大，中部2个位移测点的水平位移增量有所增加；当加载至2800 kN时，离小截面端约0.3L位置的水平位移突然增加至9.3 mm，此时杆件水平位移随着荷载增大陡然增加，最终导致杆件失稳。靠近中部的位移量呈波形分布，推测此时板件已经屈服。

图5 位置-位移曲线

2.3.2应力分析

不同加载荷载作用下的测点应变随杆件位置的分布如图6所示，图中横坐标高度起点为杆件顶部(离圆柱铰中心150 mm)，往下为正值。由图6可知，当荷载小于1600 kN时，杆件每块板的测点应变分布都比较均匀；当加载至2400 kN时，N1、N3和N4板上的个别测点应变显示开始进入材料屈服阶段，尤其是N3板高度1170 mm和N4板高度890 mm的位置；当加载至2800 kN时，N3和N4板应变分布有非常明显凸起，部分测点应变已经非常大，结构接近失稳状态。

图6 不同荷载级测点应变

2.3.3破坏形态分析

图7为杆件失稳后整体形态，说明杆件整体失稳，失稳位置偏小截面端，位于离小截面端L/4～2L/5处，沿弱轴失稳。图8为杆件失稳部位N3板的局部形态，可见杆件不仅出现了整体横向弯曲失稳，而且N3板件还出现翘曲，N1板也存在局部翘曲。结合图5当加载至2800 kN时位移已呈波形分布，杆件整体失稳瞬间的荷载为2900 kN，可推测板件翘曲先于杆件整体失稳。

图7 杆件失稳后整体形态

图8 杆件失稳后N3板局部形态

图9 试验模型N3板翘曲形态

失稳位置位于小截面端靠杆件中间位置，说明小截面端的稳定性是变截面杆件稳定性的薄弱点。分析杆件失稳的原因，除了杆件的长细比和应力水平外，板件的稳定性也非常重要。该试件翘曲的N3板宽厚比为22.3，根据板件失稳理论分析，不存在弹性屈曲，结合应变测试数据N3板件出现了塑性翘曲。其主要原因是杆件初偏心的影响和局部构造导致应力分布不均匀或力传递不畅。图9中翘曲1位置上方恰好为板件厚度变截面过渡位置，对应于实桥节点板与弦杆板件的焊接过渡位置，导致过渡后薄板的应力水平大于截面平均应力。而翘曲1和翘曲2之间恰好位于变截面过渡位置，由于N3板圆弧过渡，在传力过程中会形成次应力，加工过程中也会形成较复杂的残余应力。

板件横隔板位置未发生翘曲及额外横向变形，说明横隔板较好地约束了主板，在一定程度上有助于提高板件的稳定性，也说明在变截面杆件的变截面位置布置或加密横隔板是有必要的。

2.3.4稳定性系数分析

试验模型在加载过程中的极限荷载为2900 kN，换算得到杆件的稳定性系数为0.833。根据非线性有限元计算极限荷载得到的稳定性系数为0.917，计算值较实测值稍大。其原因可能由材料性能、初始缺陷及残余应力考虑不周所引起。按照实测杆件长细比48.7，查得《钢桥规》中同长细比的常截面杆件的稳定性系数为0.817，与本次试验测试值基本一致。

本次试验杆件取自钢桁拱桥的弦杆，这类杆件一般情况为长细比较小的焊接箱形杆件，失稳时均伴有明显的材料屈服和弹塑性变形，稳定性系数也较高，其整体稳定性往往取决于小截面段的稳定性。因此，根据本次试验结果，对长细比小于50(按小截面端计)的箱形变截面杆件，在稳定性验算时建议采用小截面端的截面属性进行验算。