钢桁拱变截面带肋箱形压杆稳定性试验研究

2015-08-29张红华

交通科技 2015年2期

张红华

（中铁武汉勘察设计研究院有限公司武汉 430074）

压杆稳定性研究是钢结构稳定研究的一个重要分支［1－2］。南京大胜关长江大桥为主跨336m的多跨连续钢桁拱桥，为适应拱肋结构受力特点，其拱肋区域杆件采用了变截面带肋箱形杆件。而我国的《钢结构设计规范（GB50017－2003）》和《铁路桥梁钢结构设计规范（TB10002.2－2005）》对箱型杆件稳定性系数的规定均适用等截面，壁板宽厚比的规定均是针对无纵肋箱型杆件［3－4］。因此，实桥所采用的变截面带肋箱形压杆缺乏相应的依据，为此采用缩尺比例模型进行杆件稳定性试验研究［5］。

1 极限承载力分析

1.1 杆件参数

试验杆件的原型为钢桁拱肋的弦杆，为了试验加载进行了1∶4缩尺。试件及各板件的长、宽和厚度均按1∶4相似比例进行缩尺，试件材料的材质采用与实桥一致的Q370qe，两者应力等效，杆件长细比不变。缩尺后的箱形带肋变截面压杆参数见表1。试验杆件有效长度为3 025mm，其中小截面杆长为1 600mm，变截面杆长为750 mm，大截面杆长为675mm。采用小截面端计算长细比，得到的沿X轴和Z轴方向的长细比分别为36.21和23.11，杆件X轴为弱轴。试件长细比较小，属小柔度构件。

表1 杆件截面力学参数计算表

1.2 有限元模型

采用Ansys软件对试验杆件在轴压荷载作用下进行非线性承载力分析，考虑材料弹塑性和大变形效应。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－应变关系采用双线形弹塑性模型，根据材料试验结果屈服应力取390MPa，切线模量Et＝0.03E。实测的杆件最大偏心距为1.5mm（N4板实测值），因此杆件的初偏心及初弯曲取为0.05%。杆件两端模拟成铰接，端部施加均布荷载。采用钻孔法实测焊接残余应力分布，计算时采用温度应力模拟残余应力。

1.3 计算结果

杆件在4 000kN作用下的沿Z向的弯曲变形见图1，结构在失稳状态下失稳位置板件的von Mises应力分布见图2。

图1 失稳时Z向变形

图2 失稳位置局部von Mises应力分布

由图可知，此时结构整个截面上的von Mises应力都基本处于屈服强度上，说明结构可能主要是由于材料先进入屈服阶段，之后再演化成结构整体失稳，具备长细比较小的压杆失稳特点。杆件的最大水平位移位置的变形随荷载变化曲线见图3。

图3 最大水平位移随荷载变化

在前期竖向荷载加载过程中，其水平位移极小，说明结构处于稳定状态。当荷载加载至4 000kN时，水平位移突然增加，说明结构处于失稳状态。

2 模型试验

2.1 试验加载

本次杆件轴心受压加载试验，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。下端底座与试验机用地锚螺栓相连，上端底座与试验机加载端采用螺杆相连。试验前在滚轴和圆槽内涂黄油，达到铰接效果。

试验采用分级加载，在2 000kN以内，采用每隔200kN为一级，2 000kN后每100kN一级。每级加载时间间隔为3min，加载前后分别读取应变和位移值。试验最后加载至4 500kN，杆件突然失稳，出现较大弯曲变形后中止试验。

2.2 试验结果

2.2.1 变形分析

在不同加载荷载作用下，杆件的水平位移见图4a）。在荷载较小时，N4板的横向变形都较小，在从4 400kN加载至4 700kN的过程中，位于杆件中间的测点位移增加较快至结构破坏，属于较明显的材料屈服后失稳破坏。

图4 不同荷载级测点位移分布

由图4b）可见，在加载至4 500kN时，位于杆件变截面E处的测点开始出现明显水平位移，加载至4 700kN时，水平位移陡增至20mm，表明杆件整体失稳。

2.2.2 应力分析

不同加载荷载作用下的典型测点应变随杆件位置的分布见图5。

图5 不同荷载级测点应变图

由图5可见，当荷载小于4 400kN时，杆件的各测点应变分布比较均匀。当加载至4 400 kN时，N3和N4板上的个别测点应变显示进入材料屈服阶段，尤其是N4及N3板高度1 170 mm的位置（相对顶部圆柱铰中心）。当加载至4 800kN时，N4板应变分布有非常明显的凸起，结构处于失稳状态。

2.2.3 破坏形态分析

图6为杆件失稳后局部形态。杆件为整体失稳，在杆件离小截面端部约0.40 L处附近，横向变形过大至失稳。根据杆件局部变形情况，不但杆件出现整体弯曲变形，N3板件和N4板也出现翘曲变形，杆件剖开后的翘曲形态见图7。由图可见，在靠近横隔板位置上板件有明显的一个翘曲波形，且纵向加劲板随着板件同时翘曲。板件的失稳位置所处的两横隔板之间为等截面段，其横隔板、N2和N3板所围板件范围内的长宽比α为3.75，根据板件理论计算分析理论翘曲数为4个，根据翘曲相对位置，该翘曲位置基本为板件翘曲的第一个波形的位置，说明试验的板件翘曲结果与经典板件翘曲理论吻合。图8为仿真分析N3板翘曲形态，加劲板随板件一起翘曲，屈曲形态与试验结果非常吻合。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。

图6 杆件失稳后N3板形态

图7 试验模型N3板翘曲形态

图8 理论计算N3板翘曲形态

2.2.4 稳定性系数分析

试验模型极限荷载为4 500kN，根据试验模型实测下屈服强度为390MPa，按此换算得到的杆件稳定系数为1.002。杆件实际长细比为36.2，非线性有限元计算稳定性系数为1.021，高于《铁路钢桥结构设计规范》（TB10002.2－2005）中规定的同长细比常截面杆件的稳定性系数。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型杆件。这类杆件失稳时均伴有明显的材料屈服和弹塑性变形，其稳定性系数往往取决于小截面段的稳定性，稳定性系数也较高。因此，根据本次试验结果，对长细比小于50（按小截面端计）的箱型变截面杆件，在稳定性验算时建议可采用小截面端的截面属性进行验算。