压弯构件（共3篇）
压弯构件 篇1
随着建筑科技发展, 钢管结构在土木工程中的应用日趋广泛。钢管结构在输电铁塔、网架、网壳和海洋平台等空间结构中都有应用。而构件的稳定性对结构安全有重要影响。在空间钢构件的受力中, 如钢塔架结构, 在设计中一般是将其看作空间桁架结构进行内力计算, 但实际结构作用时, 由于构件之间的连接特性, 相互之间有一定的约束, 构件同时承受轴力与弯矩。若考虑几何与材料非线性, 计算压弯构件的稳定承载力要用极限荷载稳定理论及非线性有限元法。比较常用的数值计算方法是数值积分法[1], 采用ANSYS有限元软件进行稳定承载力的计算。
1 稳定问题基本概念
稳定是结构所处的一种状态。建筑结构及其构件在荷载作用下, 外力和内力必须保持平衡。平衡状态是否能长期保持, 是平衡状态的性质。平衡状态具有稳定和不稳定的2种不同的性质。当平衡状态具有不稳定的性质时, 轻微的扰动就会使结构或其组成构件产生很大的变形而最后丧失承载力, 这种现象就称为失去稳定性或失稳[2]。失稳的真正含义是几何突变, 即在任意微小的外力干扰下物体或结构的几何形状发生了很大的改变, 在撤除了微小的外力干扰后, 物体或结构并不能恢复到原来的几何形状。失稳意味着稳定平衡向不稳定平衡的转移。稳定分析就是要找出从稳定平衡转化为不稳定平衡的临界荷载值。
2 非线性有限元分析
2.1 有限元建模
利用ANSYS对某给定截面尺寸的圆管截面压弯构件稳定性能进行分析。截面尺寸为内半径92 mm, 外半径102 mm;材料为理想弹塑性:弹性模量为E=206 GPa;屈服强度为235 MPa;两端约束为完全铰接;初弯曲为构件的一阶线性屈曲模态, 最大幅值为l/1 000, l为构件的计算长度;残余应力的分布如图1所示;截面积为60.95 cm2;惯性矩为2 874.87 cm4;单元模型为beam189;根据相关研究, 轴心压力与弯矩交叉作用时, 改变加载顺序对构件极限荷载影响很小[3], 文中先加弯矩再加轴力;构件受力模型如图2所示。
2.2 初始缺陷分析
初始缺陷影响较大的主要是初弯曲和残余应力。初弯曲是指钢构件在加工制造和运输安装的过程中不可避免的存在的微小弯曲。残余应力是在构件轧制、气割或焊接过程中有高达熔点的不均匀的温度场和不均匀的冷却过程产生的, 残余应力在截面上自相平衡。
在表1中, 构件的两端弯矩数值相等, 且使构件产生同向弯曲, 弯曲方向取与初弯曲同向, Pu1为不考虑初始缺陷时按照非线性有限元理论计算的极限承载力, Pu2为只考虑残余应力时按照非线性有限元理论计算的极限承载力, Pu3为只考虑初弯曲时按照非线性有限元理论计算的极限承载力。由表1中的数据可看到, 残余应力与初弯曲对极限承载力均有影响, 都使构件的极限承载力有所降低, 初弯曲的影响较残余应力的影响稍大。
2.3 不同长细比分析
为了确定长细比对构件的极限承载力的影响, 取不同的长细比值大小分别计算, 计算中考虑初弯曲和残余应力的影响, 同时考虑构件的几何与材料非线性。在表2中, 构件的两端弯矩数值相等, 且使构件产生同向弯曲, 弯曲方向取与初弯曲同向, 可以看处, 在同一弯矩作用下, 构件的极限承载力随着长细比的增大而减小, 在同一长细比时, 构件的极限承载力随着弯矩的增大而减小。
2.4 端弯矩不相等分析
上述结果是在构件两端所受的弯矩为等值且使构件产生同向曲率的工况条件计算极限承载力, 而一般构件实际所受的两端弯矩大小并不相等, 且可能使构件产生异向曲率。设两端弯矩的比值为β=M2/M1, 当M1、M2产生同向曲率时取同号, 产生异向曲率时取异号, 且|M1|≥|M2|。对长细比为40时, 端弯矩比值分别为1、0.5、0、-1在考虑初始缺陷情况下计算了构件的极限承载力。所取弯矩情况为:当β为1、0.5、0、-1时, M1的绝对值分别大小依次均为2 000、4 000、6 000、8 000、10 000, M1引起的弯曲方向与初弯曲相同, 长细比为40, 计算结果如表3所示, 从表3中的数据可以看出, 当最大弯矩相同时, 极限荷载值随着β的减小而增大, 因为β=1时端弯矩产生的弯曲曲率最大且与初弯曲方向一致, 为构件的最不利情况, 而β减小这种不利因素会逐渐减弱;在β相同时, 极限值随端弯矩的增大的减小, 见图3。
3 结 语
圆管截面压弯构件在弯矩作用平面内的稳定属于中第2类极值稳定问题。极限承载力值与构件的长细比有关, 长细比增大其值减小;残余应力对极限承载力有影响, 它使构件的刚度降低, 而初弯曲会加强轴力的二阶效应, 对构件承载不利;端弯矩不同情况下, 最大弯矩相同时, 极限荷载值随着弯矩比 的减小而增大。
摘要：采用非线性有限单元法, 利用ANSYS程序分析钢管压弯构件的极限承载力。在此基础上, 分析初始缺陷、长细比及两端作用不等弯矩等因素对该类构件稳定承载力的影响。
关键词：非线性有限元,初始缺陷,长细比,不同端弯矩
参考文献
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[2]童根树.钢结构平面内稳定[M].北京:中国建筑工业出版社, 2005.
[3]蔡春声, 王国周.加载路径对钢压弯构件稳定极限承载力的影响[A].中国钢结构协会结构稳定与疲劳协会论文集[C], 1991:73-81.
锈蚀H型钢压弯构件强度分析 篇2
在建筑工程领域,钢结构以其独特的优越性和我国钢铁工业持续快速发展,钢结构体系在我国建筑体系中所占的比例越来越大[1],但是其易腐蚀的缺点在工程中凸显的越来越明显。在沿海及工业相对集中地区,钢结构的腐蚀尤为重要。钢结构一旦被腐蚀,其强度、塑性等主要力学性能指标显著下降,严重降低了钢构件和建筑物的安全性和耐久性。
世界各国因腐蚀而造成的经济损失十分惊人。每年因腐蚀带来的经济损失,美国占本国国民经济总产值的4%,英国为3～5%,日本为1～2%,德国年度损失700亿马克。
在我国1980年粗略统计,腐蚀损失约占国民经济总产值的4%;1998年我国因腐蚀而消耗的钢材约为1 200万吨,相当于上海宝钢的年总产钢量。以金属材料和设备来说,估计全世界每年因腐蚀而报废的钢铁构件和设备损耗的金属超过2亿吨以上,造成了巨大的直接和间接的经济损失[2]。
腐蚀后的钢构件由于其主要力学性能指标显著下降,钢构件的承载力都会小于当初的设计值,这样会造成很大的安全隐患,甚至是重大的安全事故,所以对腐蚀后钢构件承载力研究有很重要的意义。
1锈蚀对钢材屈服强度的影响
文献[3]通过大量的试验构件,获得大气腐蚀环境、土壤腐蚀环境、湿热环境下不同腐蚀率的钢材的屈服强度,并且经过统计得到构件锈蚀后屈服强度随锈蚀率变化规律:锈蚀后构件的屈服强度小于未锈蚀时的屈服强度,认为导致其下降的原因主要有两个:一是锈蚀后构件的有效面积减小;二是锈蚀后表面凹凸不平,受力后应力集中引起抗拉力减小。通过大量数据对比认为:屈服强度随构件锈蚀率变化有一定的波动性,但整体上屈服强度随锈蚀率基本呈线性下降的关系。其关系如式(1)所示:
y=271.9-1.79x (1)
文献[3]中所采用的试验试件,锈蚀前其屈服强度平均值为270.9 N/mm2,所以上式中当锈蚀率为零时,其初始屈服强度为271.9 N/mm2。在实际工程设计中,一般认为Q235钢材初始屈服强度为235 N/mm2,所以将式(1)改写为下式:
y=235-1.79x (2)
通过式(1)和式(2)相比较,可以发现式(2)计算结果实际上更保守、更安全。
2锈蚀H型钢压弯构件强度计算
根据文献[4,5]可知,压弯构件强度分析,假定材料为理想弹塑性体,构件截面出现塑性铰就是达到强度极限。图1给出压弯构件达到全塑性时的应力分布,中和轴在腹板内。
腹板受拉屈服区的高度为βh0,相应的受压区高度为(1-β)h0。把应力图分解为分别和M,N相平衡的两部分,可以写出以下截面内力的表达式:
N=fy(1-2β)h0d=fy(1-2β)A0
M=fy[bt(h0+t)+β(1-β)h02d]
=fy[(h0+t)A1+β(1-β)h0A0]
令 A1/A0=γ及η=1+2γ
则 A=2A1+A0=A0(1+2γ)=ηA0
截面完全受压屈服时
NP=Afy
截面完全受弯屈服时
MP=fy[A1(h0+t)+1/4A0h0]=NP[γ(h0+t)+h0/4]/η (3)
利用以上关系式,并考虑到翼缘厚度t比腹板高度h0小很多,略去t的影响可得出
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为了方便设计,将公式简化为近似公式。用于热轧H型钢强轴受弯柱简化为直线公式
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假设翼缘截面面积损失率为α,腹板截面面积损失率为δ。
γ锈undefined
根据长期暴露在外实际钢构件统计,以及国内梁彩凤等学者总结钢的大气腐蚀发展规律[6,7]:
D=Btundefined (5)
式中,D为腐蚀平均深度(mm),tt为暴露时间(年),B、n为常数。
将式(3)进一步简化为:
MP=NP·κ (6)
式中:κ=[γ(h0+t)+h0/4]/η
锈蚀后κ锈=[γ锈(h0+t-D)+h0/4]/η锈,所以锈蚀后H型钢截面完全受弯而屈服时
MP锈=NP锈κ锈,Np锈=A锈Fy锈
A锈锈蚀构件截面面积,fy锈锈蚀构件屈服强度。将式(4)进一步简化
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利用以上关系式,可以得出锈蚀后H型钢钢构件强度计算简化公式
N锈undefined
通过式(7)和(8)可以知道锈蚀后压弯构件强度为:
N锈undefined
假设压弯构件锈蚀率为v,可以得到下式:
A锈/A=1-v/100
f锈undefined
根据上式可以将式(9)化简为:
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通过上式可以表达出均匀锈蚀后热轧H型钢压弯构件强度与构件锈蚀率之间的关系。
3算例
某一批压弯构件(均为热轧H型钢)截面尺寸为HW125×125×6.5×9,偏心距为62.5 mm。在万宁地区的自然环境下发生均匀锈蚀,其锈蚀时间分别为10年、20年和30年,试确定其强度下降了多少。
解:根据式(5)我们可以得到构件腐蚀的平均深度分别为:
锈蚀10年:
D10=Btundefined=0.032×101.4=0.80mm;
锈蚀20年:
D20=Btundefined=0.032×201.4=2.12mm;
锈蚀30年:
D30=Btundefined=0.032×301.4=3.74mm
截面锈蚀率:
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则v10=12.60%,v20=33.40%,v30=58.92%
根据式(10):
锈蚀10年的压弯构件强度:
N锈10=0.78N
即强度下降了22%;
锈蚀20年的压弯构件强度:
N锈20=0.49N
即强度下降了51%;
锈蚀30年的压弯构件强度:
N锈30=0.28N
级强度下降了72%。
4结论
通过本文可以发现在均匀锈蚀的情况下,尤其是沿海地区钢构件处在大气盐环境下,即使锈蚀后钢材的强度变化不大,但由于其锈蚀情况比较严重,截面变化比较大,其实际承载力已经明显小于设计值。即该钢结构的安全储备已经明显降低甚至存在很大安全隐患。所以对于在役钢结构一定要注意其在役期间承载力的变化。
摘要：钢结构在长期使用过程中,由于周围环境的影响,钢构件表面发生不同程度的锈蚀,当锈蚀达到一定量时,将对钢结构造成安全隐患。利用钢的大气腐蚀的发展规律,以H型钢为例,对大气均匀腐蚀环境下偏心受压构件的强度进行分析。建立压弯构件的强度随锈蚀变化的关系,为耐久性设计提供一定的基础。
关键词：钢结构腐蚀,耐久性设计,安全评定
参考文献
[1]侯兆欣.大力推广应用钢结构新技术[J].施工技术,2008,29(8):7-8.
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[6]梁彩凤,侯文泰.碳钢及低合金钢8年大气暴露腐蚀研究[J].腐蚀科学与防护技术,1995,(3).
压弯构件 篇3
近年来, 随着对高强材料尤其是对高强混凝土相关研究的不断深入, 其在工程领域的优势日趋凸显, 国家已开始将高强钢筋和高强混凝土的研究纳入国家科研计划, 并不断地通过理论研究、模型试验和试点、示范工程等, 加速相关技术创新和研究成果的推广。目前对高强材料的研究和应用大多集中在高强混凝土和高强受力钢筋, 而对于起抗剪和约束作用的箍筋研究较少, 尤其是在高强箍筋对高强混凝土抗震性能改善方面的研究还远远不够[1,2,3]。针对在我国大量采用的钢筋混凝土框架结构及其他结构形式, 钢筋混凝土柱的抗震性能往往决定了整个建筑的安全性。近年来的震害调查发现, 在严重损伤和局部倒塌建筑中, 破坏主要是柱端的压弯破坏。研究表明, 采用箍筋约束混凝土, 可改善混凝土的脆性, 提高其强度和延性, 可使结构的抗震性能得到明显的提高[4];目前, 建筑设计越来越趋于高耸化, 轴压比已成为框架柱设计的控制因素。因此, 迫切需要研究高轴压比下高强约束混凝土的抗震性能。为了进一步提高箍筋对混凝土的约束效果, 本文针对高强箍筋约束高强混凝土压弯构件的抗震性能, 通过低周反复水平加载试验研究高强箍筋高强混凝土柱的破坏形态、破坏过程、滞回性能及耗能能力, 并通过与普通强度箍筋约束混凝土柱的对比试验, 分析高强箍筋约束高强混凝土压弯构件的抗震性能。
1 试验材料与方法
试验共制作三组6个悬臂约束高强混凝土方柱, 截面尺寸为250mm×250mm, 柱高为1200mm, 剪跨比为4.0, 混凝土保护层厚度为20mm。为防止柱顶部发生破坏, 柱顶设置100mm箍筋加密区, 加密区箍筋间距为25mm, 柱下部设底座梁。设计混凝土强度等级为C50, 普通强度箍筋采用HRB400级热轧钢筋, 高强箍筋的屈服强度约为1100MPa;箍筋形式为一笔画井字箍筋, 端部设135°弯钩, 并深入核心混凝土内部60mm;纵筋为12根直径为12mm的HRB400级热轧钢筋, 均匀分布在截面周边, 纵筋配筋率为2.36%。考虑的影响因素主要包括箍筋强度、箍筋间距及配箍率, 具体设计参数情况如下:
(1) 箍筋强度:400MPa和1100MPa两种;
(2) 箍筋间距:以60mm和80mm为主, 其它间距为42mm和100mm;
(3) 轴压比:试验轴压比为0.5。
试件设计参数如表1所示。
混凝土设计强度等级为C50, 所有试件均采用木模板立式振捣浇筑。试件采用混凝土一批浇筑完成, 室外自然条件下养护28d后进行试验。试件浇筑的同时, 预留150mm×150mm×150mm标准立方体试块三组, 同条件养护, 以试验测定混凝土材料的力学性能。根据试验结果, 混凝土立方体抗压强度平均值为59.27MPa, 由立方体抗压强度可求得轴心抗压强度平均值为43.46MPa。
2 破坏过程及形态
试验的试件因剪跨比相同, 因此, 破坏过程和模式相似, 只是随着箍筋间距的和箍筋强度的变化而使试件裂缝的开展速度及破坏后承载力的下降略有不同。依据加载过程中控制因素的变化, 试件的破坏过程大致可以分为以下两个阶段:
在荷载控制阶段, 混凝土开裂之前, 试件处于弹性工作阶段, 其滞回曲线基本重合为一条直线, 试件表面尚未出现裂缝;当水平荷载增加至120k N左右时, 在垂直于水平加载方向的东、西两侧柱根部250mm高度范围的受拉区和平行于加载方向的南、北两侧柱根部边缘相应位置出现了个别细微的水平裂缝;当水平荷载增加至140~160k N左右时, 试件东、西两侧根部受拉区的水平裂缝进一步扩展形成水平通缝, 并有新的水平裂缝形成, 试件南、北两侧部分水平裂缝开始斜向发展且角度逐渐增大并向柱中部延伸, 柱根角部边缘开始出现细而短的竖向受压裂缝。试件屈服后, 开始进入位移控制的加载阶段。
在位移控制阶段, 位移1Δy循环过程中, 东西两侧的贯通裂缝逐渐增多, 南北两侧的裂缝继续向中部扩展, 角柱根部的受压裂缝出现密集且开始沿柱身发展;位移2Δy循环过程中, 裂缝开展趋于稳定, 柱根角部及东西两侧保护层开始小面积剥落;位移3Δy循环时, 原有水平及竖向裂缝进一步加宽, 柱根部受压区保护层出现局部压碎和外崩现象, 并伴有较明显的“噼叭”声;位移4Δy时, 柱根部的保护层开始大面积剥落, 东西两侧的最大缝宽已接近1mm, 南北两侧柱根部的斜裂缝走向接近45°, 纵向钢筋开始压屈;位移5Δy循环时, 东西两侧柱根部沿水平方向和南北两侧边缘保护层大面积脱落;高强箍筋试件最终可达7Δy或8Δy, 此时柱根部保护层已大部分脱落, 钢筋外露, 但试件的竖向承载力仍较为平稳, 核心混凝土由于收到约束未见明显破坏和压碎, 体现出良好的延性性能和抗倒塌能力。各试件最终破坏形态如图1所示。
3 滞回性能及耗能能力分析
构件在低周反复荷载作用下的滞回曲线是衡量其延性性能的一个综合表现, 滞回曲线越饱满, 表明构件的耗能能力越强, 延性越好[5,6]。图2为本试验各个试件的实测柱顶剪力-水平位移滞回曲线。通过对比分析, 发现无论普通箍筋试件还是高强箍筋试件, 它们存在以下共同特点和规律:试件屈服之前, 滞回曲线狭窄细长且残余变形很小, 包围的面积较小, 耗能较少, 整体刚度变化不大;屈服之后, 曲线开始偏向位移轴, 滞回环的面积逐渐增大, 耗能逐渐增加, 同时每级位移循环下, 后两次的承载力和刚度均比第一次略有降低;峰值荷载之后, 由于保护层开裂、剥落, 试件刚度降低, 承载力略有下降, 个别试件下降较为明显。
比较图2中高强箍筋试件与普通强度箍筋试件的滞回曲线, 可以看出, 箍筋强度和配箍率均对滞回曲线有显著的影响, 相同配箍率情况下, 采用高强箍筋的试件荷载循环次数明显多于普通强度箍筋试件, 滞回曲线饱满, 峰值荷载后曲线下降较为缓慢, 强度衰减慢, 变形能力大, 且达到极限位移之后滞回曲线仍较为稳定, 承载力没有出现明显的较大幅度的下降, 即仍具有一定的承载力和耗能能力;而普通箍筋试件的荷载循环次数少, 强度衰减快, 变形能力差, 极限位移小, 试件的延性和耗能能力明显较高强箍筋试件差。因此, 采用高强复合箍筋约束高强混凝土柱, 是提高高轴压下高强混凝土柱延性的有效措施, 提高高强混凝土柱的抗震性能。
4 结论
(1) 在高轴压比下, 试件的实测荷载-位移滞回曲线稳定丰满, 体现了良好的延性性能、耗能能力和较强的抗倒塌能力。
(2) 其它条件相同时, 箍筋间距较小的试件, 骨架曲线下降较为缓慢, 循环次数多, 强度衰减慢, 变形能力大;将高强箍筋直径变细, 间距变密, 即使在较低的配箍率下, 试件同样可以获得较好的抗震性能。
(3) 相同箍筋间距下, 高强箍筋试件的延性和耗能能力优于普通强度箍筋试件, 由于高强箍筋的直径更细, 所以在相同的延性要求下采用高强箍筋可以降低用钢量, 更加经济。
参考文献
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