不同型鋼翼緣寬度和型鋼位置對SRC組合板承載力影響有限元分析

史紅偉 李 慧 王曉磊

(1中國水務(wù)投資有限公司，北京 100053；2山西工程職業(yè)學(xué)院，太原 030009；3河北工程大學(xué)，河北 邯鄲 056038)

0 前言

型鋼混凝土組合結(jié)構(gòu)，也稱SRC組合結(jié)構(gòu)，是指在混凝土內(nèi)部配置一定的型鋼和鋼筋，使三種材料共同起作用的一種新型結(jié)構(gòu)。與鋼筋混凝土結(jié)構(gòu)及鋼結(jié)構(gòu)相比，型鋼混凝土結(jié)構(gòu)的承載力高、剛度大，有良好的耗能能力，且整體穩(wěn)定性較高、耐火性較好，因此在實(shí)際工程中得以廣泛應(yīng)用，同時(shí)也帶來了更多的社會效益和經(jīng)濟(jì)效益。從最初的僅用于高層、超高層結(jié)構(gòu)，到擴(kuò)展到大跨度、結(jié)構(gòu)形式多樣的橋梁工程[1]，型鋼混凝土組合結(jié)構(gòu)的相關(guān)規(guī)范與理論也越來越成熟。

目前，國內(nèi)外學(xué)者對型鋼混凝土組合結(jié)構(gòu)進(jìn)行了大量研究。唐錦蜀[2]、趙慶龍[3]、李啟星[4]等對不同形式的型鋼-混凝土組合梁在荷載作用下的承載性能進(jìn)行了探究；馬輝等[5-6]對型鋼混凝土柱抗壓、抗剪承載力進(jìn)行了研究并提出了相關(guān)計(jì)算公式；王威[7]、黃宗明[8]等對型鋼混凝土剪力墻抗震性能進(jìn)行了分析并提出了改善措施?？v觀之前的研究成果，主要側(cè)重于梁、柱、剪力墻等方面，而對組合板的研究較少。目前國內(nèi)使用的大多為壓型鋼板-混凝土組合板，而這種板由于壓型鋼板布置位置的原因，其耐火性能較差，且需要通過配筋來提高板的抗拉抗剪強(qiáng)度，這就要求滿足配筋率的限制。鑒于此，本文設(shè)計(jì)了一種新型型鋼混凝土組合板，將型鋼完全包裹在混凝土內(nèi)部形成實(shí)腹式，不僅能改善其防火防腐性能，而且組合板的抗剪能力也得以提高，且能有效避免板的局部失穩(wěn)破壞。為了探究新型組合板的承載性能，本文結(jié)合相關(guān)規(guī)范對板進(jìn)行設(shè)計(jì)，并通過改變型鋼翼緣寬度和型鋼在板中的位置，運(yùn)用Abaqus有限元軟件對其抗彎承載力進(jìn)行分析，探究不同因素變化時(shí)組合板承載性能的變化情況，以期找出板的最優(yōu)的布置方式，為之后的相關(guān)研究提供參考。

1 有限元模擬

1.1 數(shù)值模擬方案

為了探究型鋼翼緣寬度和型鋼布置位置變化時(shí)對板的承載力和撓度的影響，本文共設(shè)計(jì)了5塊組合板模型，編號為B1-B5，各因素變化時(shí)的取值如表1所示。組合板內(nèi)的橫、縱向型鋼通過焊接的方式連接，縱向型鋼的型號為150×150×10×7，橫向型鋼的型號為100×100×8×6。同時(shí)，組合板在距離混凝土上、下表面15mm的位置分別鋪設(shè)一層鋼筋網(wǎng)片，直徑為8mm。板內(nèi)未設(shè)置抗剪連接件，視為型鋼骨架與混凝土共同工作，不存在相對滑移。組合板的截面圖如圖1所示。

表1 各因素的取值

圖1 組合板截面圖(單位：mm)

1.2 材料屬性

Abaqus中鋼材的本構(gòu)模型采用彈塑性模型，應(yīng)力應(yīng)變關(guān)系曲線滿足如下表達(dá)式：

本文鋼材彈性模量為2.06×105N/mm2，泊松比0.3，抗拉強(qiáng)度為315N/mm2。圖2是按式(1)、(2)計(jì)算得出的鋼材本構(gòu)模型。

圖2 鋼材的本構(gòu)關(guān)系曲線

對于混凝土的材料屬性，本文采用混凝土損傷塑性模型進(jìn)行模擬，該模型常用于分析結(jié)構(gòu)在單調(diào)加載、循環(huán)加載及動態(tài)加載情況下的受力，本身是通過定義膨脹角、偏心率、軸心抗壓應(yīng)力、壓縮特性和拉伸特性進(jìn)行混凝土真實(shí)材料屬性的定義[9]，具體數(shù)值見表2。

表2 混凝土的參數(shù)

1.3 單元類型

本文對混凝土采用線性減縮積分單元，即C3D8R單元；型鋼采用殼單元，即S4R單元；鋼筋采用桁架單元，即T3D2；支座及加載點(diǎn)處的墊塊均采用剛性體。

1.4 接觸的建立

模型在支座處及加載點(diǎn)處均設(shè)置了墊塊，墊塊與混凝土接觸面位置處采用Tie接觸，即將二者視為一個(gè)整體；整個(gè)型鋼骨架由橫向、縱向型鋼焊接而成，焊接位置采用Tie接觸；型鋼骨架、鋼筋網(wǎng)片嵌入混凝土內(nèi)部，接觸面采用Embedded Region，即不考慮二者與混凝土之間的粘結(jié)滑移；參考點(diǎn)與對應(yīng)位置處的墊塊上表面之間采用Coupling約束，即在點(diǎn)與區(qū)域之間建立耦合約束。

1.5 加載方案和約束條件

加載方案模擬：施加荷載時(shí)，采用按位移加載的方式，即在RP-1、RP-2兩個(gè)參考點(diǎn)處施加位移，通過繪制位移加載曲線研究板的受力過程，分析板在達(dá)到撓度限值之前所能承受的極限荷載。其中撓度限值參照規(guī)范中對型鋼混凝土梁的撓度要求，取L/250。

約束條件模擬：組合板前、后兩個(gè)面采用YSYMM(U2=UR1=UR3=0)約束條件，支座處只約束X、Y、Z三個(gè)方向的位移，邊界條件示意圖如圖3。

圖3 邊界條件示意圖

2 模擬結(jié)果及分析

2.1 不同翼緣寬度對板承載性能的影響

由于采用位移加載的方式，因此型鋼混凝土組合板的撓度直接體現(xiàn)板的極限承載力[10]。取構(gòu)件B1、B2、B3進(jìn)行模擬加載，對混凝土板的撓度變形進(jìn)行分析，三塊板的應(yīng)力變形如圖4所示。不難發(fā)現(xiàn)，三塊板的應(yīng)力云圖十分相似，應(yīng)力大小的分布區(qū)域大致相同。結(jié)合分析結(jié)果及模擬加載過程可以發(fā)現(xiàn)，整個(gè)破壞過程是逐步發(fā)生的，屬于延性破壞。在荷載作用下，組合板下部混凝土受拉上部受壓，開始加載時(shí)材料處于彈性變形階段，隨著荷載不斷增大，下部混凝土逐漸開裂進(jìn)入塑性變形階段，型鋼骨架也因此承受越來越大的拉力。而后荷載繼續(xù)增大，裂縫沿縱向向上發(fā)展，型鋼逐漸達(dá)到屈服，隨后上部混凝土壓碎，組合板完全失去承載能力。

圖4 B1、B2、B3的位移云圖

除此之外，從位移云圖中可以看出，組合板跨中位置撓度變形最大，支座位置處撓度較小，其余部位的撓度位于兩者之間，因此撓度的變化規(guī)律為由中間向兩邊遞減。提取各組合板跨中撓度，利用軟件做出荷載-撓度曲線，如圖5所示。

圖5 型鋼翼緣寬度變化時(shí)組合板的荷載-撓度圖

分析三條曲線形狀及其發(fā)展趨勢可以看出，B1板所能承受荷載最大，B2板與之接近，B3板則與二者相差較多。在加載到192kN之前，B1、B2、B3組合板均處于彈性變形階段，荷載與撓度的關(guān)系曲線呈線性變化。繼續(xù)加載，下部混凝土出現(xiàn)裂縫并逐漸退出工作，但當(dāng)裂縫發(fā)展到型鋼下翼緣附近時(shí)，受到型鋼的阻止，裂縫發(fā)展出現(xiàn)“停滯”現(xiàn)象，因此荷載撓度曲線沒有出現(xiàn)明顯的拐點(diǎn)，上升段仍接近直線[11]。隨著荷載繼續(xù)增加，接近極限承載力時(shí)，各曲線依次出現(xiàn)拐點(diǎn)，后當(dāng)荷載加至650kN時(shí)，B3板首先達(dá)到屈服，此時(shí)的撓度為3.111mm，此荷載即為B3板的極限承載力。而后加載達(dá)到787kN、810kN時(shí)，B2、B1組合板也相繼達(dá)到屈服，屈服時(shí)的撓度分別為4.185mm、4.439mm。隨后撓度繼續(xù)增大，板所能承擔(dān)的荷載基本維持不變。

通過上述三個(gè)組合板的荷載-撓度曲線的對比分析可知，適當(dāng)增加縱向型鋼翼緣寬度可以提高組合板承載力。翼緣較寬的B2板較B3板承載力提高了21.07%，究其原因，一方面是因?yàn)樾弯摻孛婷娣e的增加提高了構(gòu)件整體的剛度；另一方面則是由于H型鋼翼緣對混凝土的約束作用使兩翼緣與腹板之間的混凝土形成“核心”區(qū)，當(dāng)構(gòu)件發(fā)生變形時(shí)，“核心”區(qū)混凝土在三向壓力的作用下強(qiáng)度提高，從而增強(qiáng)了構(gòu)件的承載能力，而翼緣寬度的增加則加強(qiáng)了這種約束作用[12]。另外，由于翼緣寬度的增加，組合板含鋼量也隨之增加，使其具有鋼結(jié)構(gòu)構(gòu)件的某些性質(zhì)，即達(dá)到屈服強(qiáng)度后承載力仍能緩慢增加，極限變形也較大，對板承載性能的提高有一定的積極影響。但這種影響并非一直隨著翼緣寬度的增加而大幅增大，由計(jì)算結(jié)果可知B1板較B2板的極限承載力僅提高了2.92%，荷載-撓度曲線十分接近，可見當(dāng)翼緣寬度增大到某一值時(shí)，繼續(xù)增加對組合板承載力的影響并不明顯。

2.2 不同型鋼位置對板承載性能的影響

在保持組合板厚度不變的條件下，通過改變型鋼距組合板上下表面的距離來探究布置在不同位置的型鋼對板的承載性能的影響。分別取板B1、B4、B5進(jìn)行有限元模擬，B1的位移云圖見圖4，B4、B5的位移云圖如圖6所示，三塊板的荷載-撓度曲線如圖7所示，相關(guān)參數(shù)及其承載能力對比見表3。

圖6 B4、B5的位移云圖

圖7 型鋼位置不同時(shí)組合板的荷載-撓度圖

表3 B1、B2、B3承載能力對比

分析圖7可知，在整個(gè)加載過程中，三種不同型鋼位置的組合板在加載初期、受拉區(qū)混凝土開裂之前，型鋼和混凝土的應(yīng)力較小，這一階段三塊組合板受力情況基本相同。隨著荷載增大，中和軸逐漸上移，當(dāng)荷載達(dá)到195kN時(shí)，組合板進(jìn)入彈塑性階段，至荷載增至733kN板B5達(dá)到極限承載力這一階段，型鋼偏下布置的組合板B5的承載力較型鋼居中布置的組合板B1承載力大，而撓度較小，表現(xiàn)出這一階段型鋼偏下布置更有利于其性能的發(fā)揮。后隨著荷載的繼續(xù)增加，當(dāng)達(dá)到772kN、810kN時(shí)，B4、B1板也相繼達(dá)到極限承載狀態(tài)，二者的極限承載力比B5板高出5.32%、10.5%。

由此可知，不同的型鋼位置對組合板的性能發(fā)揮有不同的影響。根據(jù)分析結(jié)果顯示，型鋼位置居中時(shí)，在整個(gè)受荷過程中其上、下翼緣的抗壓、抗拉性能均能得到充分的發(fā)揮，組合板發(fā)生破壞失穩(wěn)時(shí)上下翼緣均能達(dá)到屈服狀態(tài)；而型鋼位置偏下時(shí)，由于下部混凝土開裂后提早將荷載傳遞給型鋼，致使型鋼下翼緣達(dá)到抗拉屈服后其上翼緣受壓區(qū)仍未達(dá)到屈服極限，由此說明型鋼在板的居中位置布置可充分發(fā)揮其承載性能，而組合板所能承受的極限荷載也較大。

當(dāng)型鋼位置偏下時(shí)，能較為有效地控制構(gòu)件的撓度變化。圖7中B4、B5曲線的某一段超過了B1曲線，表現(xiàn)出承載力較B1板大，而撓度較小。對比數(shù)據(jù)分析，B1較B4承載力提高了4.9%，而撓度卻增加了13.6%。其原因一是因?yàn)樾弯撐恢闷聲r(shí)，鋼骨架能提早進(jìn)入抗拉工作，二是由于型鋼上翼緣形心距截面受壓邊緣距離增大，使構(gòu)件剛度有所提高，所以能較好地控制撓度[13]。因此，當(dāng)對組合板的承載能力有較高要求時(shí)，可選擇B1板的布置方式；而當(dāng)設(shè)計(jì)的組合板承載力足以滿足要求，對構(gòu)件變形控制要求較高時(shí)，可將型鋼位置適當(dāng)偏下布置，以便更好控制變形。

3 結(jié)論

本文設(shè)計(jì)了一種新型SRC組合板，為探究不同型鋼翼緣寬度和型鋼位置對板承載性能的影響，利用Abaqus有限元軟件對其承載能力進(jìn)行模擬分析，得出板的極限承載力和荷載-撓度曲線，通過對比分析數(shù)據(jù)和曲線得到如下結(jié)論：

1)在兩點(diǎn)集中荷載的作用下，雖然各組合板的某項(xiàng)參數(shù)有所差異，但其破壞過程相同，荷載-撓度曲線相似，各部件的應(yīng)力大小分布基本一致。

2)適當(dāng)增加H型鋼翼緣寬度可以顯著提高組合板的極限承載力，但其增大到一定程度后對承載力的影響逐漸變得微乎其微，設(shè)計(jì)型鋼混凝土組合板時(shí)可優(yōu)先通過改變這一參數(shù)來提高板的承載性能。本結(jié)構(gòu)翼緣寬度選擇150mm較為合適。

3)型鋼在組合板中的位置對板的承載能力有一定的影響，位置居中時(shí)承載力最高，位置布置偏下時(shí)抗彎性能有所增強(qiáng)?？筛鶕?jù)不同的設(shè)計(jì)要求來調(diào)整型鋼的布置位置。