鋼結(jié)構(gòu)T型截面柱受壓失穩(wěn)報告

1、實驗名稱：t柱3實驗組號：未知實驗日期：2012 年4 月25日一. 實驗?zāi)康模?. 通過試驗掌握鋼構(gòu)件的試驗方法，包括試件設(shè)計、加載裝置設(shè)計、測點布置、試驗結(jié)果整理等方法；2. 通過試驗觀察t型截面軸心受壓柱的失穩(wěn)過程和失穩(wěn)模式；3. 將理論極限承載力和實測承載力進行對比，加深對軸心受壓構(gòu)件穩(wěn)定系數(shù)計算公式的理解。二. 實驗原理：1. 軸心受壓構(gòu)件的可能破壞形式 軸心受壓構(gòu)件的截面如無削弱，一般不會發(fā)生強度破壞，整體失穩(wěn)或局部失穩(wěn)總是發(fā)生在強度破壞之前。而其中整體失穩(wěn)破壞是軸心受壓構(gòu)件的主要破壞形式。 軸心受壓構(gòu)件在軸心壓力較小時處于穩(wěn)定平衡狀態(tài)，如有微小干擾力使其偏離平衡位置，則干擾力除去

2、后，仍能回復(fù)到原先的平衡狀態(tài)。隨著軸心壓力的增加，軸心受壓構(gòu)件會由穩(wěn)定平衡狀態(tài)逐步過渡到隨遇平衡狀態(tài)，這時如有微小干擾力使基偏離平衡位置，則在干擾力除去后，將停留在新的位置而不能回復(fù)到原先的平衡位置。隨遇平衡狀態(tài)也稱為臨界狀態(tài)，這時的軸心壓力稱為臨界壓力。當(dāng)軸心壓力超過臨界壓力后，構(gòu)件就不能維持平衡而失穩(wěn)破壞。 軸心受壓構(gòu)件整體失穩(wěn)的破壞形式與截面形式有密切關(guān)系，與構(gòu)件的長細比也有關(guān)系，單軸對稱截面如t形截面在失穩(wěn)時可能分別出現(xiàn)彎扭失穩(wěn)或彎曲失穩(wěn)。2. 基本微分方程鋼結(jié)構(gòu)受壓桿件一般都是開口薄壁桿件。根據(jù)開口薄壁理論，具有初始缺陷的軸心壓桿的彈性微分方程為eix(viv-v0iv)+nv”-n

3、x0=0eiy(uiv-u0iv)+nu”-ny0=0ei(iv-0iv)+git(-0”)- nx0v”+ny0u”+r02n”-”=0其實質(zhì)為力的平衡方程。單軸堆成截面的剪力中心在對稱軸上。設(shè)對稱軸為x軸，則有=0，帶入基本微分方程后可得由經(jīng)過變形后的微分方程可以看出，在彈性階段，單軸對稱截面軸心受壓構(gòu)件的三個微分方程中有兩個是相互聯(lián)立的，即在y方向彎曲產(chǎn)生變形v時，必定伴隨扭轉(zhuǎn)變形，反之依然。這種形式的失穩(wěn)成為彎扭失穩(wěn)。而其中第二個式子仍可獨立求解，此單軸對稱截面軸心壓桿在對稱平面內(nèi)失穩(wěn)時，仍為彎曲失穩(wěn)。兩種情況何者臨界力低，則發(fā)生那種失穩(wěn)。 3. 彎扭失穩(wěn)歐拉荷載繞x軸彎曲失穩(wěn) nex

4、=2eix/l0x2繞y軸彎曲失穩(wěn) ney=2eiy/l0y2繞z軸扭轉(zhuǎn)失穩(wěn) ne=2ei/l02繞y軸彎曲同時繞z軸扭轉(zhuǎn)失穩(wěn)4. 計算長度和長細比繞x軸彎曲失穩(wěn)計算長度 繞y軸彎曲失穩(wěn)計算長度 繞z軸扭轉(zhuǎn)失穩(wěn)計算長度 端部不能扭轉(zhuǎn)也不能翹曲 繞x軸彎曲失穩(wěn)長細比繞y軸彎曲失穩(wěn)長細比繞z軸扭轉(zhuǎn)失穩(wěn)長細比彎扭失穩(wěn)等效長細比上述長細比均可化為相對長細比5. 繪制柱子曲線e三. 實驗設(shè)計1. 試件設(shè)計試件截面 t形截面hbtwtf63615.04.0mm試件長度 l872mm；鋼材牌號 q235b；試件加工圖 2. 支座設(shè)計采用雙刀口設(shè)計，實現(xiàn)雙向可轉(zhuǎn)動，同時保證端部不翹曲，不扭轉(zhuǎn)。 3. 測點布置

5、由于構(gòu)件跨中為位移與應(yīng)變最大處，故在跨中截面布置了應(yīng)變片和位移計。1) 測點布置應(yīng)滿足測試荷載、應(yīng)變、變形、轉(zhuǎn)角的需要，并滿足：測點數(shù)量合理；測點的布置方便控制試驗過程；數(shù)據(jù)之間可以相互印證2) 測點布置圖測點的布置以及與通道號的對應(yīng)位置如下圖所示：應(yīng)變片實際測點編號位移計s143_2d140_3s243_4d240_4s343_3d340_5s443_1荷載40_1 4. 加載裝置設(shè)計1) 單調(diào)加載加載方式千斤頂單調(diào)加載本試驗中的時間均采用豎向放置。采用油壓千斤頂和反力架施加豎向荷載。加載初期：分級加載，每級荷載約10%pu，時間間隔約2分鐘接近破壞：連續(xù)加載，合理控制加載速率，連續(xù)采集數(shù)據(jù)

6、卸載階段：緩慢卸載2) 加載裝置圖3) 加載設(shè)計原理千斤頂在雙刀口支座上產(chǎn)生的具有一定面積的集中荷載通過刀口施加到試件上，成為近似的線荷載，在弱軸平面內(nèi)是為集中于軸線上的集中力。4) 加載裝置模擬的荷載條件兩端鉸接的柱承受豎直軸心壓力荷載。5. 實驗準備1) 試件截面實測.(1) 截面實測表實測截面截面1截面2截面3平均值截面高度hmm62.90 63.20 62.35 62.82 截面寬度bmm60.69 60.59 60.47 60.58 腹板厚度twmm4.00 4.04 4.03 4.02 翼緣厚度tfmm3.98 3.96 3.97 3.97 試件長度lmm800.00 800.00

7、 800.00 800.00 刀口厚度mm36.00 計算長度lxmm872.00 計算長度lymm872.00 計算長度lwmm242.00 (2) 截面實測圖2) 材料拉伸實驗數(shù)據(jù)已給出，如下表所示：材性試驗單位數(shù)值屈服強度fympa267.00 彈性模量empa206000.00 材料的力學(xué)模型以及試件實際尺寸大小如圖所示：3) 試件對中豎向放置軸心受壓幾何對中應(yīng)變對中，并試加載，根據(jù)應(yīng)變片的應(yīng)變讀數(shù)判斷是否對中并調(diào)整。應(yīng)反復(fù)加載直至讀數(shù)符合實驗要求的誤差。4) 測點檢查逐個檢查測點是否工作正常1. 采用實測截面和實測材料特性進行承載力計算（設(shè)對稱軸為x軸）面積amm2477.28 對y

8、c-yc軸的慣性矩iycmm473883.95 對x1-x1軸的慣性矩ix1mm41163636.90 對xc-xc軸的慣性矩icxmm4186338.26 回轉(zhuǎn)半徑ixixmm19.76 回轉(zhuǎn)半徑iyiymm12.44 長細比x44.13 長細比y70.09 長細比w58.78 等效長細比xw58.78 等效長細比yw81.14 最大長細比max81.14 因為,且都是b類曲線，查表可得： 則按照規(guī)范計算得極限承載能力為而歐拉公式所以計算得歐拉極限荷載為 2. 實驗結(jié)果初步分析1. 實驗現(xiàn)象(1) 加載初期：無明顯現(xiàn)象，隨著加載的上升，柱子的位移及應(yīng)變呈線性變化，處于彈性階段。(2) 接近破

9、壞：應(yīng)變不能保持線性發(fā)展，構(gòu)件逐漸產(chǎn)生肉眼可觀察到的彎曲。(3) 破壞現(xiàn)象：柱子明顯彎曲并發(fā)生扭轉(zhuǎn)，支座處刀口明顯偏向一側(cè)，千斤頂作用力無法繼續(xù)增加，試件繞弱軸方向彎扭失穩(wěn)，力不再增大位移也急劇增加，說明構(gòu)件已經(jīng)達到了極限承載力，無法繼續(xù)加載。 卸載后，有殘余應(yīng)變，說明構(gòu)件已經(jīng)發(fā)生了塑性變形。(4) 破壞模式：非對稱平面內(nèi)彎扭失穩(wěn)破壞(5) 破壞前后照片的對比： 實驗前 破壞后3. 繪制荷載-應(yīng)變曲線4. 荷載-曲率曲線5. 繪制荷載-位移曲線6. 實測極限承載力比較實測極限承載大小為85.5kn1) 和歐拉公式比較：實測值小于歐拉荷載197. 33kn2) 和規(guī)范公式比較：實測值大于規(guī)范得出

10、的極限荷載69.78 kn3）分析試驗結(jié)果和理論值之間的差異，分析產(chǎn)生這種差異的原因在我國鋼結(jié)構(gòu)設(shè)計規(guī)范采用方法中有：以初彎曲為l/1000,選用不同的界面形式，不同的殘余應(yīng)力模式計算出近200 條柱子曲線。并使用數(shù)理方程的統(tǒng)計方式，將這些曲線分成4組，公式采用了偏于安全的系數(shù)。而歐拉公式是在理想狀態(tài)下的壓桿穩(wěn)定，其假定條件是：桿件是等截面直桿，壓力的作用線與截面的形心縱軸重合，材料是完全均勻和彈性的，沒有考慮構(gòu)件的初始缺陷如材料不均、初始偏心及初彎曲等的影響。鑒于實際中，材料存在著本身的缺陷，如鋼材的非均質(zhì)性和初始的撓度等，同時試件的加載也不可能完全處于軸線上，故實際承載力低于歐拉公式算得力。五試驗體會 1.通過實驗的全程觀察和實