第一類穩(wěn)定第二類穩(wěn)定

1、3.2.1第一類穩(wěn)定計算3.2.1.1有限元模型的建立（1）單元的選擇對鋼橋塔進行有限元分析，可以采用空間梁單元或者板殼單元。采用空間梁單元建模方便，求解過程耗費的時間少，但是空間梁單元不能考慮橫隔板的影響，也不能反映鋼橋塔的局部屈曲情況。相反，采用板殼單元可以詳細地模擬鋼橋塔的內(nèi)部構(gòu)造，進而精確地計算鋼橋塔的局部穩(wěn)定，但是采用板殼單元建立模型比較復(fù)雜，劃分的單元數(shù)目比較多，模型的自由度數(shù)目也比較大。為了對試驗?zāi)Ｐ颓鷷r的受力和變形進行

2、較好的模擬，采用8節(jié)點殼單元進行分析。該單元特別適合于曲殼模型，每個節(jié)點都具有6個自由度：沿節(jié)點坐標系X、Y、Z方向的平動和沿節(jié)點坐標系X、Y、Z軸的轉(zhuǎn)動。變形在兩個方向上都是二次的。該單元具有塑性、應(yīng)力剛化、大變形以及大應(yīng)變的能力。（2）材料特性材料為線彈性，彈性模量MPa，泊松比v=0.3。52.0610E??（3）模型尺寸有限元模型尺寸與試驗?zāi)Ｐ统叽缦嗤?。模型塔?.94m，截面300500mm，壁板厚6mm，各壁板中間分別設(shè)一道

3、縱向加勁肋，截面尺寸均為40mm4mm，塔高的中間位置處設(shè)一道橫隔板，厚4mm。在塔頂、塔底分別設(shè)一塊剛性板以防止局部受力變形。有限元模型如圖3.35一圖3.37所示。圖3.35模型橫隔板圖3.36鋼橋塔節(jié)段幾何模型圖3.37鋼橋塔節(jié)段網(wǎng)格劃分由圖3.35~圖3.37可以看出，該模型不僅對鋼橋塔節(jié)段的各部分進行了模擬，而且對實際構(gòu)件的細部構(gòu)造也進行了很好的模擬，如橫隔板周圍為焊縫預(yù)留的圓形挖孔以及人洞的設(shè)置，以期能夠最大限度地反映實際構(gòu)

4、件的真實結(jié)構(gòu)和受力情況，減少誤差的產(chǎn)生。（5）邊界條件在試驗時，試件直接放置在長柱機的試驗平臺上進行加載，兩端并未設(shè)置鉸支座，因此對邊界條件的模擬帶來了困難?？紤]到長柱機在加載端自帶有一球鉸，而試件直接與加載端的平臺接觸，故可認為試件在該端為鉸結(jié)。試件的另一端通過加載板上的螺栓固定在長柱機的橫梁上，可認為該端為固結(jié)。另外，模型兩端均限制了扭轉(zhuǎn)自由度。（6）加載方式采用集中力的方式進行加載。3.2.1.2有限元計算結(jié)果（1）失穩(wěn)臨界荷載經(jīng)

5、過一類穩(wěn)定計算，得到鋼橋塔節(jié)段的失穩(wěn)臨界荷載為，試驗所得失4007crFkN?穩(wěn)極限荷載為，兩者相差46%?？梢姡捎跊]有考慮構(gòu)件初始缺陷和非線性2150tuFkN?等因素的影響，一類失穩(wěn)臨界荷載大大高于結(jié)構(gòu)的實際失穩(wěn)荷載，不能真實反映結(jié)構(gòu)的穩(wěn)定承載能力，是結(jié)構(gòu)屈曲荷載的上限。對結(jié)構(gòu)進行第一類穩(wěn)定計算，得到的失穩(wěn)臨界荷載將偏于不安全。（2）失穩(wěn)模態(tài)第三章矩形截面鋼橋塔局部穩(wěn)定試驗研究線性屈曲分析得到的鋼橋塔節(jié)段失穩(wěn)模態(tài)見圖3.38一圖3

6、.39，圖中，x方向沿著模型橫截面的長邊方向，y方向沿著橫截面的短邊方向。一類穩(wěn)定失穩(wěn)臨街荷載crF4007二類穩(wěn)定失穩(wěn)極限荷載uF2405實測穩(wěn)定極限荷載tuF2150由表3.4可以看出，第一類穩(wěn)定計算得到的失穩(wěn)臨界荷載明顯高于實測的失穩(wěn)極限荷載，是實測荷載的近2倍，而非線性計算得到的失穩(wěn)極限荷載與試驗實測的失穩(wěn)極限第三章矩形截面鋼橋塔局部穩(wěn)定試驗研究荷載比較接近，只比實際荷載高出了10%。由于結(jié)構(gòu)制作的偏差、殘余應(yīng)力以及荷載初偏心等

7、因素的影響，使得結(jié)構(gòu)的實際承載力較計算值偏低，同時也說明了這些因素對結(jié)構(gòu)穩(wěn)定承載力的影響不可忽視。由此可見，在計算結(jié)構(gòu)的局部失穩(wěn)承載力時，進行第一類穩(wěn)定分析可以得到結(jié)構(gòu)在理想條件下的最大承載力，其可作為結(jié)構(gòu)承載力的上限，檢驗非理想情況下計算得到的結(jié)構(gòu)承載力的正確性，而且由此得到的失穩(wěn)模態(tài)是進行穩(wěn)定承載力分析的前提。但一類穩(wěn)定分析結(jié)果會夸大結(jié)構(gòu)的承載能力，得到的結(jié)果將偏于不安全。而考慮了材料非線性、幾何非線性和初始缺陷的第二類穩(wěn)定分析，可

8、以較好地反映結(jié)構(gòu)的真實受力狀態(tài)，正確地估計結(jié)構(gòu)的穩(wěn)定承載能力，可以作為穩(wěn)定分析的依據(jù)。（2）失穩(wěn)模態(tài)圖3.40和圖3.41為達到極限狀態(tài)時，模型x向和y向的位移云圖。圖中，x方向沿著模型橫截面的長邊方向，y方向沿著橫截面的短邊方向，圖中所示變形均為放大了10倍的效果。圖3.40二類穩(wěn)定：向位移云圖(mm)圖3.41二類穩(wěn)定y向位移云圖(mm)從模型的變形圖可以看出，在達到失穩(wěn)極限荷載時，模型的壁板均發(fā)生了局部屈曲，加勁肋隨同壁板一起變形

9、，在縱向形成了若干連續(xù)的凹凸交錯的正弦半波曲線。各壁板均按同一波長屈曲，且以橫隔板作為相鄰兩半波的分界點，說明橫隔板對壁板的局部屈曲起到了一定的限制作用。寬壁板的最大變形大于窄壁板相應(yīng)位置的最大變形，證明了寬厚比大的板件抵抗局部屈曲的能力弱于寬厚比小的板件。屈曲后壁板間的夾角保持直角，壁板的交線仍保持直線。這種失穩(wěn)模態(tài)與試驗所得失穩(wěn)模態(tài)基本相同，只是試驗?zāi)Ｐ驮跈M隔板上下的變形為反向，而計算所得模態(tài)為同向變形。由于實際模型和計算模型初始缺

10、陷的差異，會對計算結(jié)果有所影響。此外，實際模型中殘余應(yīng)力和加載偏心的存在，對結(jié)構(gòu)的穩(wěn)定計算也存在一定影響。（3）壁板的橫向變形計算所得壁板發(fā)生局部失穩(wěn)部位的荷載與橫向變形的關(guān)系曲線見圖3.42一圖3.43，由于對稱，只選其中兩塊壁板(一塊寬壁板，一塊窄壁板)進行分析，圖中同時繪出了試驗中發(fā)生局部屈曲部位的荷載與橫向變形的關(guān)系曲線以示對比。圖3.42寬壁板荷載一橫向變形曲線圖3.43窄壁板荷載一橫向變形曲線由圖3.42一圖3.43可以看出

11、，計算所得寬壁板與窄壁板的橫向變形變化規(guī)律比較一致，荷載與變形均以線性關(guān)系開始增長，隨荷載的不斷增大，兩者表現(xiàn)出非線性的關(guān)系，荷載的微小增量都會引起位移的較大增長，直到結(jié)構(gòu)被壓潰。通過試驗值與計算值的對比可以看出，不管是寬壁板還是窄壁板，其凸曲部位和凹曲部位的荷載一橫向變形變化規(guī)律都基本吻合，說明該模型可以反映出結(jié)構(gòu)局部失穩(wěn)的變形特點。計算所得結(jié)構(gòu)發(fā)生破壞時的變形小于試驗值，這是由于實際結(jié)構(gòu)的初始缺陷難以測得，雖然模型在計算時計入了該影