孟 超 王志騫

(西安交通大學(xué)人居學(xué)院，陜西西安 710049)

0 引言

輕型門式鋼結(jié)構(gòu)是一種重要的結(jié)構(gòu)形式，輕鋼結(jié)構(gòu)具有自重輕、材質(zhì)均勻、制造簡(jiǎn)單、安裝方便等顯著特點(diǎn)。隨著工業(yè)的快速發(fā)展和鋼結(jié)構(gòu)技術(shù)的發(fā)展，輕型門式剛架在單層工業(yè)廠房中得到了廣泛應(yīng)用，并呈現(xiàn)出跨度大，承載重的發(fā)展趨勢(shì)，因此對(duì)門式剛架結(jié)構(gòu)進(jìn)行承載能力分析顯得尤為重要［1］。結(jié)合工程實(shí)例，對(duì)某廠房單榀門式剛架結(jié)構(gòu)建立有限元模型進(jìn)行彈性、彈塑性以及塑性全范圍承載極限能力分析，并且在搖擺柱連接方式的不同以及有無搖擺柱情況下，對(duì)結(jié)構(gòu)的受力變形進(jìn)行了分析。

1 設(shè)計(jì)資料

所分析結(jié)構(gòu)為圖木舒克疆絨紡織有限公司的主廠房門式剛架，位于新疆圖木舒克市東工業(yè)園。

1)基本風(fēng)壓:W=0.55 kN/m，調(diào)整系數(shù)為1.05。

2)基本雪壓:S=0.45 kN/m，屋面積雪分布系數(shù)1.25。

3)屋面恒荷載:0.202 kN/m。

4)屋面活荷載:0.30 kN/m。

5)抗震設(shè)防:建筑抗震設(shè)防烈度為7度，設(shè)計(jì)基本地震加速度值為 0.10g。

2 剛架結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)圖

經(jīng)過用PKPM結(jié)構(gòu)分析軟件對(duì)結(jié)構(gòu)進(jìn)行再次建模分析計(jì)算，結(jié)果顯示各項(xiàng)均滿足要求，結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)沒有問題，門式剛架結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)圖見圖1。

3 設(shè)計(jì)荷載作用下的有限元分析假設(shè)

為了提高計(jì)算速度，降低建模復(fù)雜程度，對(duì)結(jié)構(gòu)做以下簡(jiǎn)化:

1)門式剛架的柱底約束方式都為理想鉸接;

2)在設(shè)計(jì)荷載作用下連接螺栓不發(fā)生松動(dòng)，每段梁之間的螺栓連接都為理想剛接;

3)外荷載為全跨均勻分布的線荷載，作用于梁上翼緣中心線上;

4)在設(shè)計(jì)荷載作用下，各個(gè)桿件均處于彈性范圍內(nèi)。

4 有限元模型

本次分析利用的是通用有限元分析軟件ANSYS。ANSYS提供的單元類型和建模方式有很多種，不同建模方式的前提條件，考慮方法，計(jì)算方法和計(jì)算量都不同［2］。根據(jù)結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)資料及假設(shè)特點(diǎn)，選用的單元是 Beam189，彈性模量 EX=2.1E11 N/m2，泊松比μ=0.3，密度為7 850 kg/m3。門式剛架結(jié)構(gòu)有限元模型圖見圖2。

5 搖擺柱上端連接方式不同對(duì)門式剛架結(jié)構(gòu)的影響

門式剛架結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)中，為滿足大跨度、大空間設(shè)計(jì)需要，常常需要在邊榀框架設(shè)置抗風(fēng)柱［3］。為節(jié)省用鋼量，抗風(fēng)柱一般設(shè)計(jì)成上下兩端鉸接的搖擺柱。設(shè)置搖擺柱可以同時(shí)減小梁柱內(nèi)力和截面，使結(jié)構(gòu)用鋼量更低，受力更合理，然而搖擺柱的設(shè)置往往使剛架邊柱的長(zhǎng)細(xì)比超限［4］，為此在不同搖擺柱連接情況下，對(duì)門式剛架內(nèi)力位移用有限元分析軟件進(jìn)行了分析。

5.1 搖擺柱上端剛接

最大豎向位移發(fā)生在第一跨跨中偏左部分，位移值為7.24 mm。

鋼梁采用的是變截面，由圖3可見，在截面大的位置梁的內(nèi)力大，此時(shí)鋼材得到充分的利用。最大位移不在跨中也是因?yàn)榱旱慕孛娣蔷鶆颍ё戳Ρ硪姳?。

表1 支座反力表(一)N

5.2 搖擺柱上端鉸接

最大豎向位移發(fā)生在第一跨跨中偏左部分，位移值為7.22 mm。PKPM軟件計(jì)算最大撓度結(jié)果為6.16 mm。

鋼梁采用的是變截面，由圖4可見，在截面大的位置梁的內(nèi)力大，此時(shí)鋼材得到充分的利用。最大位移不在跨中也是因?yàn)榱旱慕孛娣蔷鶆颍ё戳Ρ硪姳?。

表2 支座反力表(二)N

5.3 無搖擺柱

最大豎向位移發(fā)生在跨中偏左部分，位移值為117 mm，無搖擺柱變形圖見圖5，支座反力表見表3。

5.4 分析結(jié)論

搖擺柱上部連接方式對(duì)門式剛架的受力及變形影響不大，當(dāng)將搖擺柱去掉以后，門式剛架的變形和受力變化很大。

表3 支座反力表(三)N

6 有限元承載能力分析結(jié)果

6.1 彈性范圍內(nèi)的承載極限分析

對(duì)本次結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)方案進(jìn)行承載能力分析，分析方法采用特征值屈曲分析。具體簡(jiǎn)化方法與設(shè)計(jì)荷載作用下的有限元分析相同，分析結(jié)果為:

第一階特征值為1.806 6，則單榀門式剛架的最大承載能力約為:1.806 6 ×900 ÷1.5=1.08 kN/m。從圖6 中可以看出，剛架在發(fā)生失穩(wěn)時(shí)最容易出現(xiàn)的是面外失穩(wěn)，特別是在豎向支撐點(diǎn)之間的梁段，所以在進(jìn)行結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)時(shí)要特別注意這些部位的失穩(wěn)。

6.2 彈性—彈塑性—塑性全范圍內(nèi)的承載極限分析

這部分建模不對(duì)門式剛架進(jìn)行簡(jiǎn)化，按照實(shí)際結(jié)構(gòu)情況進(jìn)行建模，并且選用理想Q345鋼的本構(gòu)關(guān)系對(duì)剛架進(jìn)行彈塑性和塑性階段的分析。分析結(jié)果如圖7所示，彎矩最大出現(xiàn)在梁柱交接處，在本結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)中梁柱交接處截面擴(kuò)大是很有必要的，并且需要在此處設(shè)置加勁肋，增加局部的強(qiáng)度和穩(wěn)定性。

通過圖8得知，此結(jié)構(gòu)在最終破壞時(shí)是發(fā)生梁撓度過大從而破壞，并且由圖可知發(fā)生破壞的只有最外跨的梁，初步判斷進(jìn)行梁設(shè)計(jì)時(shí)存在一定的材料浪費(fèi)問題，最節(jié)省材料的做法是等強(qiáng)度設(shè)計(jì)。圖9反映出，雖然結(jié)構(gòu)最終完全破壞時(shí)承載荷載很大，但是在未達(dá)到最終破壞前結(jié)構(gòu)的變形已經(jīng)很大，不能滿足正常使用要求。荷載超過2 kN/m時(shí)，門式剛架的變形已經(jīng)急速增加，此時(shí)結(jié)構(gòu)的狀態(tài)便可作為結(jié)構(gòu)的極限承載狀態(tài)。

［1］李國強(qiáng)，沈組炎.鋼結(jié)構(gòu)框架體系彈性及彈塑性分析［M］.上海:上?？茖W(xué)技術(shù)出版社，1998.

［2］張洪信.有限元基礎(chǔ)理論與ANSYS應(yīng)用［M］.北京:機(jī)械工業(yè)出版社，2006.

［3］GB 50011-2001，建筑抗震設(shè)計(jì)規(guī)范［S］.

［4］CECS 102∶2002，門式鋼架輕型房屋鋼結(jié)構(gòu)技術(shù)規(guī)程［S］.