新型榫卯鋼結構梁柱邊節(jié)點承載力試驗及有限元分析*

譚 杰， 舒興平， 張再華

(1 湖南大學土木工程學院鋼結構研究所，長沙 410082； 2 湖南城市學院土木工程學院，益陽 413000)

0 引言

隨著我國房屋建筑過程中建筑技術的不斷提高以及建筑產(chǎn)業(yè)的不斷發(fā)展，各種新的構件和結構形式不斷出現(xiàn)。其中鋼-混凝土組合結構能夠發(fā)揮兩種材料各自的優(yōu)良特性，使得它們各自的力學性能都能夠充分利用，目前已經(jīng)廣泛應用于實際工程項目中。

當鋼管混凝土柱[1]受壓時，鋼管內部混凝土受到約束而處于三向受壓狀態(tài)，從而擁有更高的承載能力，同時由于填充混凝土，柱內部的鋼管壁的穩(wěn)定性和承載力顯著提高。外包U形鋼混凝土組合梁[2]是一種相較于傳統(tǒng)的工字鋼混凝土組合梁的新型組合結構梁，其做法是將鋼板直接冷彎成帶內翻邊的U形截面，然后同時澆筑U形鋼梁內部混凝土和上部翼緣混凝土，并通過一定的構造措施，使得T形混凝土梁和U形外包鋼同時作用。這種結構形式具有結構受力合理、施工速度快、工廠化程度高、防火性能好等優(yōu)點。

節(jié)點是結構設計的關鍵部位，它的設計形式直接關系到整個結構的安全性。目前針對外包U形梁和鋼管混凝土柱的幾種常見的節(jié)點形式，國內外展開了廣泛研究。其中李風[3]研究雙節(jié)點板與上節(jié)點板加內插板兩種形式的節(jié)點抗震性能；石啟印等[4]研究具有外加強環(huán)負筋貫通的U形組合梁和圓鋼管混凝土柱的滯回性能；林彥、周學軍等[5]研究隔板貫通鋼筋貫穿式與鋼筋截斷式節(jié)點的抗震性能；Hong-Gun Park等[6]研究了U形梁與混凝土柱連接節(jié)點的抗震性能；Cheol-Ho Lee等[7]研究U形梁與H形鋼柱連接節(jié)點的抗震性能。

綜合上述國內外對外包U形組合梁與柱的連接節(jié)點的研究現(xiàn)狀可知，目前對于外包U形梁與方鋼管混凝土柱的研究較多，但提出的僅有的幾種節(jié)點形式在構造和推廣使用上都有各自的局限性，故而本文在已有的幾種節(jié)點形式的基礎上，結合外包U形梁的受力特點、實際安裝使用、工廠化及傳統(tǒng)木結構榫卯連接特點等，提出了一種新的節(jié)點形式，即榫卯鋼結構梁柱邊節(jié)點，并對兩個邊節(jié)點進行了單向靜載試驗，研究這類邊節(jié)點的承載能力、破壞模式等。

1 新型邊節(jié)點構造

本文提出的榫卯鋼結構梁柱邊節(jié)點具體構造為：節(jié)點處主梁方向由兩片槽鋼通過鋼管混凝土柱，槽鋼與柱焊接，外包U形主梁包裹主梁槽鋼與槽鋼焊接，同時次梁的槽鋼通過鋼管混凝土柱和主梁槽鋼，外包U形次梁焊接在次梁槽鋼上。在主梁方向，混凝土樓板內上方設置負筋，鋼筋末端焊接在鋼管柱壁上。混凝土樓板采用鋼筋桁架樓承板，為了使組合梁更好地達到組合效果，鋼筋桁架樓承板降板15mm，并將鋼筋桁架樓承板的下緣桁架鋼筋焊在U形梁的上翼緣。圖1為榫卯鋼結構邊節(jié)點三維構造詳圖。圖2為外包U形混凝土組合梁剖面，圖3為試件現(xiàn)場圖。

圖1 榫卯鋼結構邊節(jié)點構造詳圖

圖2 外包U形鋼-混凝土組合梁剖面

圖3 試件現(xiàn)場圖

2 試驗概況

2.1 試件設計及制作

試驗共設計制作了2個試件(SJ-1,SJ-2)，試件SJ-1，SJ-2的人為控制因素為主梁梁高。表1為各個試件的具體尺寸。鋼筋桁架樓承板的具體型號為TD3-90。試件SJ-1的詳細尺寸如圖4所示。試件SJ-2的主梁梁高與試件SJ-1不同。

圖4 試件SJ-1構造詳圖

本試件鋼管柱采用的是成品方鋼管，外包U形梁通過成品矩形管上翼緣開孔加工制作得到，通過冷彎鋼板形成貫通槽鋼，鋼筋桁架樓承板則直接購買成品。澆筑時，將梁內混凝土和樓板混凝土一次澆筑成型。為了使鋼管柱內混凝土密實，采用分層澆筑的方法，先澆筑節(jié)點下部的混凝土，再澆筑節(jié)點上部混凝土，澆筑過程中不斷用振搗棒振搗。按照《金屬材料拉伸試驗 第1部分：室溫試驗方法》(GB/T 228.1—2010)[8]測得的各鋼板材性見表2。按照《普通混凝土力學性能試驗方法標準》(GB/T 50081—2002)[9]對混凝土立方體試塊進行強度測試，試驗結果表明混凝土的立方體抗壓強度為26.11MPa。

試件具體尺寸 表1

鋼板的材料性能 表2

2.2 試驗裝置

本次節(jié)點試驗在湖南城市學院結構實驗室進行，本次試驗反力架采用的是改進型幾何可變框式試驗架[10]，如圖5，6所示。試驗采用液壓伺服控制系統(tǒng)，柱頂水平荷載采用100t液壓伺服作動器進行加載，鋼管混凝土柱軸向力使用千斤頂豎向加載。試驗應變數(shù)據(jù)通過DH3816電阻應變箱進行采集。

圖5 試驗加載裝置

圖6 試驗裝置現(xiàn)場圖

2.3 加載方案

本次試驗采用柱端加載方式，考慮P-Δ效應，將柱底設為固定鉸支座，梁端設為單向滑動鉸支座，計算簡圖如圖7所示。加載程序分為預加載、正式加載兩步。預加載一般分兩級進行，每級取10kN。然后分級卸載，分2～3級卸完，加(卸)1級,停歇10min。正式加載時，柱頂按設計的軸壓比(n=0.15)施加固定的軸壓力。對試件SJ-1，SJ-2進行單調靜載試驗，加載過程中，節(jié)點屈服前用荷載控制，以10kN為一個加載等級。屈服后用位移控制，取4mm作為加載位移的步長進行加載。節(jié)點破壞以荷載低于極限承載力的85%為標志判斷。

圖7 試驗加載計算簡圖

2.4 量測內容

圖8為試件的位移計測點布置圖，測量內容包括柱的水平位移、柱的側向位移、梁端的水平位移和豎向位移以及梁柱轉角等，共布置了8個位移計(D1～D8)。圖9為應變片測點布置圖，布置了S1～S11，T1～T3，B1～B4，Z1～Z8共26個應變片，S表示鋼材上的應變片，B，T分別表示不同部位的鋼筋上的應變片，Z表示鋼管柱上的應變片。

圖8 位移計測點布置圖

圖9 應變片測點布置圖

3 試驗結果及分析

3.1 試驗現(xiàn)象及破壞特征分析

試件SJ-1加載初期沒有特別明顯的試驗現(xiàn)象，當加載至38mm時，混凝土樓板與次梁交接的側面出現(xiàn)微小裂縫，加載至59.07mm時，主梁貫穿槽鋼與鋼管柱的下端焊縫開始撕裂，隨著荷載進一步增大，焊縫缺口逐漸張開擴大，當加載至92.58mm時，試件達到極限承載力，節(jié)點核心區(qū)的方鋼管柱的翼緣部位局部鼓曲，此后荷載逐漸減小，節(jié)點破壞，見圖10所示。

圖10 試件SJ-1破壞形態(tài)

試件SJ-1，SJ-2由于只是梁高發(fā)生了變化，試驗現(xiàn)象和破壞特征基本類似。當加載至22.64mm時，混凝土板側面逐漸出現(xiàn)裂縫，并不斷擴展。加載至55.76mm時，主梁貫穿槽鋼尾部的上翼緣與鋼柱的焊縫開始撕裂。加載至68.67mm時，試件SJ-2達到極限承載力，節(jié)點最終破壞形態(tài)如圖11所示。試件SJ-1，SJ-2破壞的位置不同，呈現(xiàn)出不同的破壞形態(tài)，試件SJ-1呈現(xiàn)出梁端破壞，試件SJ-2表現(xiàn)為柱端破壞。在整個試驗過程中，混凝土翼緣板與組合梁沒有發(fā)生滑移，說明組合梁的組合效果良好。

圖11 試件SJ-2破壞形態(tài)

試件SJ-1失效原因在于貫穿槽鋼的下翼緣與鋼管柱的連接焊縫剪切破壞，連接焊縫剪切破壞主要原因是由于翼緣混凝土樓板對貫穿槽鋼上翼緣有了加強作用，致使在承受較大的剪力作用下，下翼緣首先發(fā)生了破壞。同時由于柱翼緣開孔削弱，導致鋼管柱在承受剪力作用時，節(jié)點區(qū)域的柱翼緣出現(xiàn)了局部鼓曲現(xiàn)象。試件SJ-2失效原因同樣在于貫穿槽鋼尾部與鋼管柱的連接焊縫水平剪切破壞，兩個試件的破壞模式都體現(xiàn)了不同程度的剪切破壞形態(tài)。

由兩個試件的破壞特征可知，對于本文提出這種梁貫通式的連接節(jié)點，鋼管柱與貫穿槽鋼的連接焊縫受拉破壞和受剪破壞是節(jié)點設計中需要重點考慮的因素。

3.2 荷載-位移曲線

兩個試件的荷載-位移曲線如圖12所示，橫軸位移為柱頂?shù)膶崪y水平位移值，縱軸為作動器水平方向施加的荷載，位移和水平荷載以向右為正，向左為負。由圖12的荷載-位移曲線可知：

圖12 荷載-位移曲線

(1)兩個試件的屈服點、極限點的位移和荷載列于表3，Δy，F(xiàn)y分別為節(jié)點屈服時的位移與荷載；Δu，F(xiàn)u為節(jié)點的極限位移和荷載。屈服點的確定可根據(jù)文獻[11]通過作圖法確定。通過表3中數(shù)據(jù)可知，梁的高度增加對節(jié)點的屈服荷載和極限承載力都有一定程度的提高，同時梁高的增加使得屈服位移和極限位移有所降低。

(2)每個試件都經(jīng)歷了彈性階段、塑性階段以及破壞階段。試件SJ-2的彈性階段曲線斜率比試件SJ-1的大，這是由于梁高的增加使得節(jié)點的剛度有所增大。兩個試件的塑性階段曲線都較為平緩，說明該種類型節(jié)點的延性較好。破壞階段兩個試件曲線都出現(xiàn)了一個較大斜率的曲線段，這是由于兩個試件都是焊縫撕裂而導致節(jié)點不能再繼續(xù)承載所致。

3.3 水平荷載-轉角曲線

各個試件的水平荷載-轉角曲線如圖13所示，水平荷載以向右為正，轉角逆時針為正。節(jié)點區(qū)轉角可由余弦定理計算得到。

圖13 水平荷載-轉角曲線

兩個試件試驗結果 表3

由水平荷載-轉角曲線可知，彈性階段轉角隨著荷載的增大增幅較小，兩個試件的初始剛度分別達到了4 743，8 589kN/rad。試件屈服進入彈塑性階段后，轉角隨荷載增大增加的幅度加快。試件SJ-1，SJ-2達到極限荷載時的轉角分別為0.101 3，0.049 3rad。由試件SJ-1與SJ-2的水平荷載-轉角曲線對比可知，隨著節(jié)點承載能力和剛度的提高，節(jié)點的轉動能力有所減弱。

3.4 應變曲線

圖14，15給出了兩個試件在不同荷載作用下的梁兩個關鍵截面的應變分布曲線以及兩個試件鋼管柱壁部分關鍵點的荷載-應變曲線。圖中以拉應變?yōu)檎?，壓應變?yōu)樨?。由圖14，15可知：

圖14 試件SJ-1應變曲線

圖15 試件SJ-2應變曲線

(1)由兩個試件的梁截面的應變分布曲線可知，加載初期，應變分布基本滿足平截面假定，梁截面上的應變基本呈線性變化。隨著荷載增大，U形梁逐漸進入塑性階段，應變增長的越來越快。試件SJ-1梁截面上的應變均為拉應變，可以判斷中和軸位于混凝土樓板內，試件SJ-2梁截面上應變片S1，S2，S7，S8應變?yōu)閴簯?，其余應變片應變?yōu)槔瓚?，可以得知梁L1-L1截面的中和軸位于S2與S3之間，梁L2-L2截面的中和軸位于S8與S9之間。

(2)由鋼管柱關鍵點應變和梁截面上的應變大小可以得知，試件加載過程中歷經(jīng)彈性階段、塑性階段以及破壞階段。試件最大拉應變出現(xiàn)在主梁的下翼緣和柱的上半部分的遠梁端翼緣，最大壓應變出現(xiàn)在柱的上半部分的近梁端翼緣和柱的下半部分遠梁端翼緣。試件SJ-1與SJ-2均是最大拉應變大于最大壓應變，故而拉應變區(qū)域的板件首先屈服。試件SJ-1梁端的下翼緣的拉應變大于柱的上半部分遠梁端翼緣拉應變，故試件SJ-1的梁端下翼緣首先屈服。試件SJ-2的柱上半部分遠梁端拉應變大于梁端下翼緣拉應變，故試件SJ-2首先屈服的板件位于柱的上半部分遠梁端翼緣。

4 有限元分析

4.1 模型的建立

為了對新型鋼結構榫卯梁柱邊節(jié)點進行進一步深入研究，采用ABAQUS軟件對試驗試件進行受力性能分析。

根據(jù)試件的實測尺寸建立ABAQUS有限元模型，忽略了幾何初始缺陷、殘余應力、焊縫等影響。由于試件及荷載的對稱性，為簡化模型，加快計算速度，故建立試件的二分之一模型進行分析計算。另外，為了實現(xiàn)柱軸心受壓以及梁端鉸接的模擬條件，在柱頂、柱底以及梁端設置了剛度無窮大的加載鋼板。

4.1.1 單元類型及網(wǎng)格劃分

采用三種類型的單元模擬節(jié)點各個部件：采用8節(jié)點6面體線性實體單元(C3D8R)模擬方鋼管混凝土柱內的混凝土以及外包U形混凝土組合梁的混凝土；選取4節(jié)點縮減積分一般殼單元(S4R)模擬方鋼管、外包U形梁、貫穿槽鋼；外包U形混凝土組合梁內的鋼筋的采用3維2節(jié)點桁架單元(T3D2)模擬。在不影響計算精度的前提下，為了提高計算精度，網(wǎng)格劃分采用節(jié)點區(qū)域局部加密的方法進行劃分，最后模型網(wǎng)格劃分見圖16。

圖16 模型及網(wǎng)格劃分

4.1.2 材料本構模型

鋼材的應力-應變曲線采用簡化的三折線模型(圖17)，不考慮鋼材的退化強度，泊松比為0.3。對于混凝土，ABAQUS軟件提供了混凝土損傷塑性模型[12]，其受拉與受壓應力-應變關系采用韓林海[13]提出的充分考慮約束效應模型。

圖17 鋼材應力-應變曲線

4.1.3 模型接觸設置

對于方鋼管柱內的混凝土與鋼管壁的接觸以及U形梁與梁內混凝土的接觸采用法向方向硬接觸，允許接觸后分離，切線方向使用罰接觸，允許兩者發(fā)生相對滑移，摩擦系數(shù)設為0.3。貫穿槽鋼與鋼管柱壁采用Merge命令合并。U形主梁與槽鋼焊接用綁定命令實現(xiàn)?；炷涟迮cU形主梁上翼緣同樣采用綁定命令約束。至于混凝土樓板內的鋼筋則采用Embedded Region命令嵌入混凝土。

4.1.4 邊界條件及荷載施加

模型的邊界條件及荷載需根據(jù)2.3節(jié)的試驗加載計算簡圖(圖7)進行施加。柱頂、柱底以及梁端通過參考點耦合剛性墊板表面，邊界條件即可施加在參考點上。在柱底參考點約束三個方向平動自由度以模擬鉸接，對稱面施加對稱邊界條件，柱頂以及梁端約束平面外的平動自由度和轉動自由度。荷載的施加首先通過柱頂參考點以集中力的形式施加軸力，然后根據(jù)試驗加載計算簡圖計算得出梁端位移與柱頂水平位移Δ的線性關系，梁端水平位移為0.462Δ，豎向位移為0.288Δ。最后需在同一分析步將柱頂以及梁端位移以此位移關系施加到對應的參考點上。

4.2 有限元計算結果

圖18給出了兩個試件在極限承載力作用下的von Mises應力云圖。由應力云圖可知，兩個試件的節(jié)點核心區(qū)的外包鋼梁與貫穿槽鋼連接位置的翼緣以及貫穿槽鋼與柱的連接位置應力分布集中且較大，都已經(jīng)超過了屈服強度，其他位置的應力較小且分布均勻。

圖18 兩個試件von Mises應力云圖/MPa

在有限元模擬中，兩個試件節(jié)點區(qū)域應力較大的部位主要位于貫穿槽鋼與U形主梁以及鋼管柱相交部位的下翼緣位置，此外節(jié)點區(qū)域的鋼管柱受拉和受壓側應力也較大。表明試件的這些部位可能優(yōu)先會發(fā)生破壞。這與試驗所得到的試件的破壞模式也較為相符。此外，節(jié)點區(qū)鋼管柱的翼緣存在局部鼓曲現(xiàn)象，這與試驗所得到的變形模式也十分吻合，見圖19(以試件SJ-1為例)。

圖19 試件SJ-1有限元模型與試驗的變形對比

4.3 荷載-位移曲線對比

圖20對比給出了兩個試件的試驗荷載-位移曲線與有限元得到的荷載-位移曲線。由圖可知，有限元的計算結果與試驗結果比較吻合，彈性階段的有限元曲線的斜率稍微偏大，這是由于有限元模型忽略了殘余應力、焊縫以及節(jié)點核心混凝土的密實度等初始缺陷的影響。對于極限荷載，兩者相差較小，試件SJ-1相差約2.8 %，試件SJ-2相差約0.6%，誤差在可以接受的范圍之內，由此可以說明，采取本文所使用的有限元建模方法分析榫卯鋼結構梁柱邊節(jié)點是準確可靠的。

圖20 荷載-位移曲線

5 結論

本文對正彎矩作用下的榫卯鋼結構梁柱邊節(jié)點進行單向靜載承載力試驗以及有限元分析，可以獲得以下結論：

(1)由兩個試件的破壞現(xiàn)象可知，貫穿槽鋼與柱的連接焊縫對節(jié)點的受力性能影響較大，故實際使用中需對此處的焊縫質量引起重視。

(2)對于兩個試件，梁端應力較大區(qū)域集中在槽鋼與U形主梁連接的部位，此處存在應力集中的現(xiàn)象，極限狀態(tài)下，梁端下翼緣已經(jīng)屈服。柱端應力較大區(qū)域集中在節(jié)點上部柱的受拉翼緣，極限狀態(tài)下也已經(jīng)屈服。

(3)增加梁高對節(jié)點的極限承載力提高的效果較為明顯，試件SJ-2相比試件SJ-1，屈服承載力提高了43.38%，極限承載力提高了28.0%。

(4)本文采用ABAQUS軟件建立的分析模型，計算得到的應力分布、破壞模式以及荷載-位移曲線都與試驗結果吻合良好，故而本文采用的有限元分析方法可以為該類組合節(jié)點的實際推廣應用提供參考。