袁 泉 索 妮 呂東鑫 王澤輝 朱洪磊

(北京交通大學土木建筑工程學院, 北京 100044)

冷彎薄壁型鋼結構體系通常由冷彎薄壁型鋼構件和輕型板材組成,主要用于低層住宅、廠房建設中.傳統(tǒng)冷彎薄壁型鋼結構的基本構件為冷彎薄壁型鋼龍骨,主要包含U形、C形等截面形式.

國內外許多學者對簡單的U形和C形截面形式構件的承載力計算方法及屈曲機理開展了深入研究.文獻[1-6]對C形截面構件的各類屈曲行為進行了理論分析和試驗驗證,得到了較為全面的冷彎薄壁型鋼C形截面構件的破壞機理和破壞特征;文獻[7-9]提出了冷彎薄壁型鋼構件畸變屈曲承載力計算公式,建立了完善的有效強度法;文獻[10-12]對冷彎薄壁型鋼U形截面柱直接強度法的適用性進行了研究,對現(xiàn)有直接強度法公式進行了修正;文獻[13-16]分析了冷彎薄壁型鋼C形截面構件受壓和受彎的屈曲后性能以及板組屈曲的相關作用;文獻[17]針對加勁冷彎薄壁型鋼槽形截面的非線性畸變屈曲運用能量法進行了推導分析,提出了適用于畸變屈曲構件的有效寬度法.然而,簡單的U形、C形截面形式構件普遍存在承載能力低、易發(fā)生畸變屈曲等問題,使其在實際運用中均存在一定的局限性.

本文提出了一種冷彎薄壁型鋼灌漿墻結構體系,對其基本構件——豎龍骨、立柱龍骨在豎向荷載作用下的屈曲模式及承載能力進行了試驗研究,并利用ABAQUS有限元軟件進行了精細化有限元模擬.結合試驗及有限元結果,分析了國內現(xiàn)行冷彎薄壁型鋼規(guī)范計算方法的局限性,并對其進行修正.

1 新型冷彎薄壁型鋼組合龍骨及灌漿墻體

對傳統(tǒng)的冷彎薄壁型鋼結構墻體進行改良,優(yōu)化了龍骨形式.豎龍骨和立柱均采用組合截面形式龍骨,通過自攻螺釘將連接件和分肢龍骨連接為整體(見圖1).

(a) 豎龍骨

豎龍骨為雙肢構件,分肢截面形式為帽形,連接件為矩形鋼管;立柱為四肢構件,分肢截面形式為W形,連接件為方鋼管.帽形與W形組合龍骨的承載能力強于普通的C形、U形構件,且便于設置連接件,形成格構式構件,連接件的間距可根據(jù)外側板材的尺寸自由調整.此外,在豎龍骨中間插入Z形斜撐,通過自攻螺釘與豎龍骨及立柱連接.墻體內還設置2道橫撐,連接立柱、豎龍骨及斜撐龍骨,約束龍骨變形,提高結構整體性.豎龍骨、立柱、斜撐、橫撐以及上下U形導梁共同組成鋼骨架(見圖2).

圖2 墻體鋼骨架構造

在鋼骨架一側安裝陶土板，另一側安裝硅酸鈣板，形成空腔.空腔內澆筑聚苯顆?；炷?，與鋼骨架共同組成新型冷彎薄壁型鋼灌漿墻體.

2 試驗

2.1 試件制作

根據(jù)實際灌漿墻結構的龍骨尺寸,設計制作了3個豎龍骨試件(編號為SLG1～SLG3)和3個立柱試件(編號為LZ1～LZ3),進行平行試驗.試件長度均為3 040 mm.試件的詳細構造及橫截面形式見圖3.

(a) 豎龍骨

2.2 加載設備與加載制度

采用單調加載方式對試件施加軸向荷載.試件下端采用單向刀鉸支座,以控制構件的轉動方向;上端由30 t量程的液壓千斤頂加載,千斤頂自帶半球形鉸支座.本次加載由應變式傳感器進行荷載控制.試驗裝置見圖4.

圖4 豎向加載裝置

2.3 測點布置

每個試件上布置10個應變片,編號為S1～S10，反對稱布置于試件各截面上(見圖5).每個試件上布置3個位移計,編號為D1～D3.其中，D2和D3按對角線布置于試件頂部,可同時測量試件的豎向變形和轉角.

(a) 豎龍骨

3 試驗結果及分析

3.1 試件破壞特征

試驗照片見圖6.由圖6(a)～(f)可以看出,試件SLG1～SLG3的破壞現(xiàn)象類似,均發(fā)生畸變屈曲,且分別在不同連接件處發(fā)生彎折.稍有不同的是,試件SLG2底端出現(xiàn)局部屈曲,而試件SLG3存在輕微的扭轉現(xiàn)象.

試件LZ1～LZ3在加載過程中均始終保持挺直.由圖6(g)～(l)可以看出,加載后期北側W形龍骨出現(xiàn)了不同程度的內凹、外凸現(xiàn)象,從而引起整個試件的彎折破壞.

(a) SLG1整體彎折

(d) SLG2局部屈曲

(g) LZ1分肢內凹

(j) LZ2畸變屈曲

3.2 荷載-應變曲線

圖7(a)和(b)為試件SLG2的荷載-應變曲線.由圖可知,試件南北兩側的應變均呈現(xiàn)一側大、另一側小的規(guī)律,表明試件發(fā)生了彎曲破壞.同一側各應變變化規(guī)律基本一致,均隨著荷載的增大而增大,說明試件受力比較均勻.頂部和底部應變略大,表明豎龍骨的端部承受更大的荷載.試件SLG1和SLG3的荷載-應變變化規(guī)律與試件SLG2類似.

試件LZ2的荷載-應變曲線見圖7(c)和(d).

(a) 試件SLG2南側

(b) 試件SLG2北側

(c) 試件LZ2南側

(d) 試件LZ2北側

由圖可知,最后一級加載前,應變均隨著荷載的增大而增大,截面南北兩側的應變值差異不大,表明立柱軸向受力均勻,彎曲現(xiàn)象不明顯.達到荷載極限時,試件多部位已進入塑性狀態(tài),且塑性階段較短. 與豎龍骨類似,立柱的端部受力略大于其他部位.試件LZ1和LZ3的荷載-應變變化規(guī)律與試件LZ2類似.

3.3 極限承載力與破壞模式

各試件的極限承載力Put和破壞模式見表1.由表可知,試件SLG1～SLG3的極限承載力均值約為28.33 kN，試件LZ1～LZ3的極限承載力均值約為127 kN.試件SLG1和SLG3發(fā)生了整體彎曲屈曲破壞,試件SLG2因某肢帽形龍骨的畸變屈曲而發(fā)生整體彎扭屈曲破壞.試件破壞均伴隨有畸變屈曲,破壞位置存在一定的離散性(見表1).加載過程中,立柱先在中部或中下部位發(fā)生畸變屈曲,進而發(fā)生整體彎折破壞.

表1 各試件的極限承載力與破壞模式統(tǒng)計

各試件的荷載-位移曲線見圖8.由圖可知,頂部豎向位移約為4 mm時,立柱和豎龍骨的荷載分別約為108和25 kN,立柱的軸壓承載力約為豎龍骨的4.5倍,剛度約為豎龍骨的4.3倍.立柱為輕鋼灌漿墻結構的主要承壓構件,豎龍骨柔度大、承載力低,不適宜單獨作為豎向受力構件.通過與C形及U形構件軸壓試驗數(shù)據(jù)[10-15]對比發(fā)現(xiàn),采用帽形和W形截面的龍骨具有更高的極限承載力.

4 承載力分析與比較

4.1 分析方法

采用2種不同的分析方法對軸壓下的豎龍骨、立柱試件極限承載力進行計算.

首先，采用ABAQUS有限元軟件計算試件極限承載力.試件采用S4R殼單元,上下墊板采用C3D8R實體單元.考慮材料的幾何非線性,對所有構件均采用理想彈塑性本構模型進行模擬.由于制作誤差、材料缺陷等因素的影響,試件存在初偏心,因此有限元模擬時先對豎龍骨和立柱進行特征值分析.根據(jù)屈曲模態(tài)分析結果和試件破壞現(xiàn)象選取相應的模態(tài),施加的整體初始缺陷幅值為l/750,其中l(wèi)為試件長度;施加的局部初始缺陷幅值等于翼緣寬度.特征值分析完成后,對試件進行正式的屈曲分析,分析時考慮試件的結構非線性,采用弧長法進行計算.試驗時,試件上部為半球鉸支座,下部為單刀口鉸支座.根據(jù)支座特點,對試件的邊界條件進行定義.豎龍骨及立柱有限元模擬結果見圖9.

(a) 豎龍骨荷載-中部橫向位移

(b) 豎龍骨荷載-頂部豎向位移

(c) 立柱荷載-中部橫向位移

(d) 立柱荷載-頂部豎向位移

(a) 豎龍骨

然后，參考《冷彎薄壁型鋼結構技術規(guī)范》(GB 50018—2002)[18]中的相關計算方法,確定豎龍骨和立柱的有效截面面積,計算豎龍骨及立柱的軸壓承載力.將豎龍骨和立柱看作格構柱，計算得到其最大長細比分別為141.11和71.58,穩(wěn)定系數(shù)分別為0.274和0.733.豎龍骨的有效截面面積與毛截面面積相等,均為292.00 mm2；立柱的有效截面面積為452.00 mm2,小于其毛截面面積736.44 mm2.結合前期材性試驗結果,最終計算得到豎龍骨和立柱承載力分別為24.25和92.70 kN.

4.2 結果比較

荷載-位移曲線的模擬結果與試驗結果對比見圖8.由圖8(a)和(c)可以看出,試件中部橫向位移的試驗值與模擬值吻合較好,模擬值介于3組試件試驗值之間.對比圖8(b)和(d)可以看出, 在相同荷載下,頂部豎向位移模擬值小于試驗值，說明豎向剛度模擬值較試驗值偏大.究其原因為有限元模擬時,在自攻螺釘連接部位采用綁定約束模擬,忽略了自攻螺釘實際的轉動和滑移以及構件接觸面的脫離,導致試件剛度偏大.

分別采用有限元模型和規(guī)范[18]中的計算方法求得各試件的極限承載力Puf和Pu，并與試驗結果極限承載力Put進行對比，結果見表2.由表可知，各試件的極限承載力模擬值與試驗值較為接近,最大誤差不超過12%，從而驗證了有限元模型的正確性.模擬值稍高于試驗值，這是因為建模時對自攻螺釘連接強度模擬不夠精確,忽視了螺釘?shù)募羟泻突片F(xiàn)象,且對試件施加的初始缺陷難以與實際情況完全一致.根據(jù)規(guī)范[18]中計算方法得到的極限承載力計算值較試驗值和模擬值偏低,尤其是對于立柱，其極限承載力計算值與試驗值、模擬值相差均超過25%,計算結果較為保守,因此需要對規(guī)范[18]提出的計算方法進行修正.

表2 極限承載力計算值與試驗值的比較

4.3 計算方法修正

采用規(guī)范[18]中計算方法結果偏低的原因可能是由于實際的豎龍骨和立柱分肢龍骨并非通長設置,其上下端部的連接件僅連接部分分肢龍骨.端部連接件慣性矩和剛度與分肢龍骨相比較大,計算過程中將構件簡化為格構式柱弱化了端部的約束效果.因此,本文對試件的長細比λ進行修正.分肢龍骨的實際長度與構件總長度比值為

修正后的長細比為

λ′=ηλ=0.89λ

按照規(guī)范[18]中的板件定義方式和有效寬厚比計算方法得到的立柱有效截面面積遠小于毛截面面積.究其原因在于，進行立柱有效截面面積計算時，將20 mm寬的板件B1、B4全部劃分為卷邊(見圖10(a)).實際計算發(fā)現(xiàn),其高厚比遠大于規(guī)范[18]中卷邊的最小高厚比限制6.4和6.2,導致整體截面面積計算結果較為保守.為保證最小卷邊寬度，將同一板件劃分為2種類型，對立柱的有效截面面積進行修正.重新劃分板件B1和B4,增加板件B5和B6(見圖10(b))，其寬度按照規(guī)范[18]要求的最小卷邊長度確定, 計算時將板件B1和B4看作部分加勁板件.修正后豎龍骨和立柱的計算結果見表3.表中，Pus為修正后的試件極限承載力規(guī)范計算值.

(a) 修正前

表3 修正后豎龍骨和立柱的計算結果比較

由表3可知,采用修正計算方法得到的試件軸壓承載力計算值與試驗值、模擬值接近.豎龍骨的計算值略高于試驗值和模擬值,最大誤差不超過6%.立柱計算值和試驗值基本吻合,相較于有限元模擬值低13%,因此采用該方法計算豎龍骨和立柱的軸壓承載力是安全可靠的.

墻體外掛板通過一種可調式定位部件連接到結構主體,在結構主體受力時外掛板可隨可調式定位部件運動,故外掛板幾乎不承擔豎向荷載.輕鋼灌漿墻體的主要豎向承載力由鋼龍骨、聚苯顆粒泡沫混凝土承擔.

5 結論

1)豎龍骨的破壞模式為整體屈曲破壞,具體表現(xiàn)為彎曲屈曲,同時伴隨有畸變屈曲.立柱的破壞模式為先發(fā)生畸變屈曲,隨后試件整體屈曲破壞.立柱受壓承載力較高,在結構體系中作為主要的承力構件;而豎龍骨由于柔度大,承載力較低,不適合單獨作為受壓構件.

2)利用有限元軟件ABAQUS對豎龍骨、立柱分別進行了數(shù)值模擬.模擬得到的極限荷載及破壞模式與試驗結果吻合較好,說明ABAQUS軟件可以較為準確地模擬冷彎薄壁型鋼多肢組合截面龍骨的受壓破壞模式和極限承載力.

3)采用我國現(xiàn)行規(guī)范中的計算方法對豎龍骨和立柱2種多肢組合截面龍骨的軸壓承載力進行計算,計算結果與試驗值相比過于保守.鑒于組合截面龍骨構造的特殊性,本文對試件長細比與有效截面面積的計算方法進行了修正.修正后的計算結果與試驗結果及有限元模擬結果吻合較好,計算結果偏于安全.