李幗昌,劉 旭,查曉雄,周光毅

(1.沈陽建筑大學(xué)土木工程學(xué)院,遼寧 沈陽 110168;2.哈爾濱工業(yè)大學(xué)(深圳)土木與環(huán)境工程學(xué)院,廣東 深圳 518055;3.中國建筑第八工程局有限公司,上海 200112)

高強度材料能夠減小構(gòu)件的截面尺寸、增加使用面積、降低結(jié)構(gòu)的地震反應(yīng)、節(jié)約水泥、砂石等不可再生資源,經(jīng)濟效益和社會效益顯著[1]。采用高強材料的鋼管混凝土梁柱節(jié)點研究較少,因此對于高強方鋼管高強混凝土柱-鋼梁節(jié)點的研究十分必要。常見的鋼管混凝土柱-鋼梁節(jié)點有加強環(huán)節(jié)點、T型連接件節(jié)點、角鋼連接節(jié)點等。其中,T型件節(jié)點是通過T型連接件將梁柱連接成整體,該類節(jié)點具有傳力明確、施工快速方便等優(yōu)點,廣泛應(yīng)用于建筑結(jié)構(gòu)中。國外學(xué)者針對T型件連接梁柱節(jié)點進行了大量的試驗研究和理論分析[2-4],研究結(jié)果表明,T型連接件梁柱節(jié)點具有良好的塑性變形性能和耗能能力。李幗昌等[5]對方鋼管柱與鋼梁T型連接件連接節(jié)點進行了低周往復(fù)加載試驗和有限元分析,研究結(jié)果表明,該類節(jié)點易出現(xiàn)管壁撕裂或T型連接件與柱壁分離的破壞現(xiàn)象,進而失去連接件的作用。李成玉等[6]對常規(guī)T型連接件節(jié)點和設(shè)置長槽孔T型連接件節(jié)點進行了數(shù)值模擬,研究結(jié)果表明,節(jié)點整體耗能較好,設(shè)置長槽孔T型連接件節(jié)點可顯著提高節(jié)點延性,增加抗剪角鋼的長槽孔T型連接件節(jié)點可顯著提高節(jié)點耗能能力。

外環(huán)板節(jié)點作為《鋼管混凝土結(jié)構(gòu)技術(shù)規(guī)范》(GB50936—2014)[7]中的一種梁柱節(jié)點連接方式,國內(nèi)外已有廣泛研究[8]。相比內(nèi)隔板節(jié)點避免了混凝土澆筑不實的問題,同時具有傳力明確、節(jié)點區(qū)應(yīng)力分布較均勻、塑性性能好、剛度大和承載力高等優(yōu)點。將外環(huán)板與T型連接件以套管的型式組合型成一種套管環(huán)板節(jié)點,不僅解決了連接件與柱壁分離的現(xiàn)象,而且提高了節(jié)點域柱壁剛度,增加外環(huán)板在外荷載作用下對節(jié)點承載力的貢獻,改善了因未設(shè)置內(nèi)環(huán)板而使節(jié)點處剛度不足的缺點。筆者提出一種新型套管環(huán)板節(jié)點,建立考慮構(gòu)件初始缺陷的有限元分析模型,研究此類節(jié)點在往復(fù)荷載作用下的破壞形態(tài)和力學(xué)性能,并對節(jié)點進行參數(shù)分析,最后給出設(shè)計建議。

1 套管環(huán)板節(jié)點構(gòu)造與設(shè)計

1.1 節(jié)點構(gòu)造

新型方鋼管混凝土柱-鋼梁套管外環(huán)板螺栓連接節(jié)點如圖1所示。包括方鋼管、上部套管外環(huán)板和下部套管外環(huán)板、套管外環(huán)板由短套管和開螺栓孔的外加強環(huán)板。上部套管外環(huán)板和下部套管外環(huán)板之間連接鋼梁。其中套管環(huán)板與鋼管混凝土柱壁焊接,套管環(huán)板與鋼梁翼緣通過螺栓連接。

圖1 新型節(jié)點構(gòu)造示意圖

1.2 節(jié)點設(shè)計

試件選取常見的中柱節(jié)點,編號為AM1。鋼梁采用Q345熱軋H型鋼,高度×寬度×腹板厚度×翼緣厚度為400 mm×200 mm×8 mm×13 mm,螺栓為10.9級M24高強度螺栓;鋼管采用Q460熱軋方鋼管,長×寬×厚為300 mm×300 mm×10 mm;套管環(huán)板采用Q345,其中短套管長×寬×厚為320 mm×320 mm×10 mm,短套管高度200 mm;核心混凝土采用C60高強混凝土。梁翼緣以及套管環(huán)板上螺栓孔間距滿足《鋼結(jié)構(gòu)設(shè)計標準》(GB50017—2017)[9]規(guī)定的尺寸要求。各部件及模型具體參數(shù)見圖2～圖3所示。

圖2 AM1節(jié)點外環(huán)板部件三視圖

圖3 AM1節(jié)點模型圖

2 有限元模型的建立與驗證

2.1 模型建立

鋼材本構(gòu)采用施剛等[10]提出的修正多折線本構(gòu)模型,混凝土本構(gòu)采用文獻[11]中約束混凝土塑性損傷模型。

利用ABAQUS有限元分析軟件,對套管環(huán)板螺栓連接節(jié)點建立三維實體模型,所有部件單元類型均采用C3D8R。螺栓施加預(yù)緊力,螺栓孔徑為24 mm,根據(jù)《鋼結(jié)構(gòu)設(shè)計標準》(GB50017—2017)要求施加預(yù)緊力190 kN。節(jié)點模型網(wǎng)格劃分如圖4所示。

圖4 模型及部件網(wǎng)格劃分

模型中焊縫部位采用綁定,螺栓與孔壁之間的約束采用硬接觸。模型的邊界條件:柱頂施加平面內(nèi)水平方向和平面外方向兩個約束,柱底施加三個方向約束,梁端僅施加豎直方向約束。

2.2 加載方式

柱頂軸力采用力加載,梁端采用位移加載。加載制度根據(jù)《建筑抗震試驗規(guī)程》(JGJ/T 101—2015)[12]相關(guān)規(guī)定進行,加載幅值曲線如圖5所示。

圖5 加載幅值曲線

為使有限元模型更加符合實際情況,筆者采用屈曲模態(tài)分析法[13]對構(gòu)件施加初始缺陷。由于“強柱弱梁”要求,故僅通過分析鋼梁特征值屈曲模態(tài),將具有代表性的各階模態(tài)根據(jù)《鋼結(jié)構(gòu)設(shè)計標準》(GB50017—2017)要求對鋼梁施加L/1000的最不利初始缺陷,其中L為鋼梁跨度。

2.3 有限元模型驗證

為驗證有限元分析方法的準確性,對文獻[14]報道的試驗進行有限元分析,試驗結(jié)果與有限元結(jié)果如圖6所示。由圖6可知,有限元分析得到的破壞形態(tài)與試驗結(jié)果相似,且梁端荷載-位移曲線吻合較好。因此,筆者采用的有限元分析方法準確可靠,可以作為后續(xù)分析研究基礎(chǔ)。

圖6 模型驗證結(jié)果

3 套管環(huán)板節(jié)點有限元分析

3.1 破壞模態(tài)

AM1節(jié)點在往復(fù)荷載作用下等效塑性應(yīng)變云圖見圖7。由于鋼梁處存在初始缺陷,故節(jié)點整體破壞模態(tài)表現(xiàn)為鋼梁屈曲破壞、節(jié)點核心區(qū)鋼管壁鼓曲破壞、套管環(huán)板與鋼梁翼緣間翹曲破壞。圖中黑色部分是應(yīng)變超過0.1%的部分,表示該處已經(jīng)嚴重破壞。

圖7 AM1節(jié)點整體等效塑性應(yīng)變云圖

AM1節(jié)點外環(huán)套管部分在往復(fù)荷載作用下等效塑性應(yīng)變云圖見圖8。從圖中可以看出,套管外環(huán)板主要表現(xiàn)為彎曲破壞,套管外環(huán)板中外環(huán)板和短套管交界處破壞嚴重,這是由于該處單元體應(yīng)力狀態(tài)為三向應(yīng)力匯集。套管外環(huán)板破壞始于短套管與外環(huán)板交界處,圖中表現(xiàn)為黑色部分(應(yīng)變超過0.05%)。

圖8 AM1節(jié)點套管外環(huán)板等效塑性應(yīng)變云圖

3.2 承載力-變形曲線

3.2.1 滯回曲線

AM1節(jié)點荷載-位移滯回曲線見圖9。由圖9可知,套管外環(huán)板節(jié)點的滯回曲線均呈飽滿的梭形且無捏縮現(xiàn)象,滯回環(huán)面積較大,曲線正負向呈現(xiàn)較好的對稱,表現(xiàn)出良好的抗震性能和耗能能力。

圖9 AM1節(jié)點滯回曲線

3.2.2 骨架曲線

AM1節(jié)點的荷載-位移骨架曲線見圖10。圖中虛線是《高層民用鋼結(jié)構(gòu)技術(shù)規(guī)程》(JGJ99—2015)[15]規(guī)定的框架結(jié)構(gòu)最大層間位移角容許值,對應(yīng)節(jié)點的最大允許位移為85 mm。

圖10 AM1節(jié)點骨架曲線

曲線可以劃分為彈性上升段(OA)、彈塑性屈服段(AB)、彈塑性強化段(BC)和下降段(CD)。彈性上升段(OA):在位移25 mm以內(nèi)表現(xiàn)出彈性工作性能。彈塑性屈服段(AB):當(dāng)位移超過25 mm后,節(jié)點進入彈塑性屈服段,此時由于節(jié)點出現(xiàn)塑性變形,承載力上升速度相比彈性段緩慢。彈塑性強化段(BC):當(dāng)位移達到60 mm時,由于材料塑性強化,承載力增長速度相比彈塑性屈服階段較快,因此曲線出現(xiàn)拐點。此后承載力繼續(xù)增長,在最大允許位移時,承載力未達到峰值,說明節(jié)點具有良好的承載力儲備。當(dāng)位移達到112.23 mm時,承載力達到峰值。下降段(CD):隨著位移增大,節(jié)點承載力緩慢下降,當(dāng)下降至387.52 kN,此時位移達到容許上限值,說明此時節(jié)點已經(jīng)超出正常使用范圍。

AM1節(jié)點在往復(fù)荷載作用下的力學(xué)性能指標見表1。其中荷載-位移曲線初始直線階段的斜率即為節(jié)點的初始剛度K0;位移延性系數(shù)μ可由節(jié)點極限時的梁端位移Δu與屈服位移Δy比值確定,對于極限位移Δu,當(dāng)骨架曲線有明顯下降段時,將荷載值為峰值荷載85%所對應(yīng)的位移值作為極限位移,當(dāng)骨架曲線沒有下降段時,將峰值荷載對應(yīng)的位移近視作為破壞位移,屈服位移Δy由幾何作圖法確定,能量耗散系數(shù)由正負最大荷載對應(yīng)的滯回環(huán)包圍的面積來衡量[16]。

表1 AM1節(jié)點在往復(fù)荷載下力學(xué)性能指標

3.3 抗震性能分析

3.3.1 耗能能力

AM1節(jié)點在每級荷載下的能量耗散系數(shù)曲線見圖11。從圖中可以看出,能量耗散系數(shù)變化趨勢為先升高后降低,曲線斜率在10～20級荷載范圍內(nèi)最大,耗能速度快。說明節(jié)點在中震下耗能能力強,在20～25級荷載范圍內(nèi)曲線增長速度緩慢,耗能能力相比“中震”情況下減弱。在超過25級荷載后,由于節(jié)點失效耗能能力減弱,導(dǎo)致曲線下降。

圖11 AM1節(jié)點能量耗散系數(shù)分析

3.3.2 剛度退化

AM1節(jié)點的剛度退化曲線見圖12,圖中橫坐標為每級荷載中荷載最大(小)值對應(yīng)的位移與屈服位移的比值,縱坐標采用剛度退化率ω來衡量剛度退化程度,ω=K0/Ki(Ki為割線剛度)。圖中兩條虛線代表該點處于屈服狀態(tài)。節(jié)點屈服前,曲線斜率變大,剛度退化現(xiàn)象加快;節(jié)點屈服后,曲線斜率變小,剛度退化現(xiàn)象變緩。

圖12 AM1節(jié)點剛度退化曲線

3.4 基于力學(xué)性能的節(jié)點劃分

采用能量法確定節(jié)點的屈服彎矩和對應(yīng)的轉(zhuǎn)角,屈服彎矩My為566.47 kN·m,對應(yīng)的轉(zhuǎn)角θy為0.033 7。極限彎矩Mu為763.45 kN·m,對應(yīng)的轉(zhuǎn)角θy為0.138 8。采用 0.2Mu對應(yīng)的割線剛度為節(jié)點初始轉(zhuǎn)動剛度。節(jié)點的初始轉(zhuǎn)動剛度Ki為38 104.95(kN·m)/rad。文獻[16]根據(jù)節(jié)點初始轉(zhuǎn)動剛度的不同將其劃分為剛性連接、半剛性連接、鉸接,判別公式如下:

(1)

式中:Lb為梁長;Kb為初始轉(zhuǎn)動剛度;kb為系數(shù),對于無支撐框架取25;Ib為梁截面慣性矩;E為彈性模量。

0.5EIb/Lb=7.11×109<5.77×1010

4 參數(shù)分析

4.1 軸壓比

軸壓比為0.2、0.4、0.6、0.7時，AM1節(jié)點荷載-位移骨架曲線見圖13。由圖可知,軸壓比為0.4、0.6時,節(jié)點極限承載力相對軸壓比為0.2時分別提高0.51%、1.02%;延性分別提高0.57%、0.71%。軸壓比為0.7時,節(jié)點極限承載力降低0.37%;延性降低0.25%。說明當(dāng)軸壓比不超過0.6時,節(jié)點的承載力和延性與軸壓比正相關(guān)。當(dāng)軸壓比超過0.6時,節(jié)點的承載力和延性與軸壓比負相關(guān)?？拐鹦阅茏儾?軸壓比建議控制在0.4～0.6,軸壓比為0.6時最佳。

圖13 軸壓比變化節(jié)點骨架曲線對比圖

4.2 梁柱抗彎承載力比

對于鋼管混凝土柱-鋼梁節(jié)點,梁柱抗彎承載力比值可通過式(2)計算:

(2)

式中:Wpc為鋼柱塑性截面模量;fyc為鋼管屈服強度;Wyb為鋼梁全塑性截面模量;fyb為鋼梁屈服強度;fck為混凝土軸心抗壓強度標準值;n為軸壓比;α為含鋼率。

從式(2)中各個符號的物理意義看出,當(dāng)梁柱截面尺寸保持不變時(Wpc、Wyb、α為定值),鋼管混凝土結(jié)構(gòu)的梁柱抗彎承載力比值與梁柱材料強度有關(guān)。

4.2.1 鋼管屈服強度

圖14所示為鋼管屈服強度(fyc)變化節(jié)點等效塑性應(yīng)變云圖,圖中黑色部分是塑性應(yīng)變超過1%的區(qū)域。

圖14 鋼管屈服強度變化時節(jié)點等效塑性應(yīng)變云圖

由圖14可知,鋼管屈服強度的變化不影響梁端屈曲破壞和套管外環(huán)板與梁翼緣間的翹曲破壞。鋼管屈服強度的變化主要影響節(jié)點域鋼管壁鼓曲破壞,隨著鋼管屈服強度的增大,節(jié)點域鋼管壁鼓曲變形逐漸減弱,當(dāng)鋼管屈服強度達到690 MPa時(見圖14(b)),節(jié)點域鋼管壁幾乎不存在鼓曲變形。這是因為在側(cè)向抗彎剛度不變的條件下,增大鋼管屈服強度,同時增大了節(jié)點域鋼管壁的側(cè)向抗彎承載力,使得節(jié)點域鋼管壁可以更充分地抵抗核心混凝土由于發(fā)生壓縮變形傳遞的側(cè)向擠壓力,從而減弱鼓曲變形。

綜上分析,在其他因素不變的情況下,通過提高鋼管屈服強度減小梁柱抗彎承載力比值可以減弱節(jié)點域鋼管壁的鼓曲變形。當(dāng)km大于0.63時,節(jié)點會發(fā)生節(jié)點域鋼管鼓曲變形、梁翼緣屈曲變形和套管外環(huán)板與梁翼緣翹曲變形;當(dāng)km小于0.63時,節(jié)點僅發(fā)生梁翼緣屈曲變形和套管外環(huán)板與梁翼緣翹曲變形。

不同鋼管屈服強度下節(jié)點荷載-位移骨架曲線見圖15。由圖可知,鋼管屈服強度為550 MPa、690 MPa、770 MPa時,節(jié)點極限承載力相對屈服強度460 MPa分別提高0.83%、1.04%、1.22%;初始剛度分別提高0.73%、1.36%、2.12%;延性分別降低0.1%、0.85%、1.14%。鋼管屈服強度為890 MPa、960 MPa時節(jié)點極限承載力分別降低0.76%、1.61%;初始剛度分別提高7.28%、7.43%;延性分別降低1.57%、1.92%。說明隨著鋼管屈服強度的增大,節(jié)點承載力逐漸減小。初始剛度逐漸增大,延性逐漸降低。

圖15 不同鋼管屈服強度的骨架曲線

4.2.2 混凝土抗壓強度

不同混凝土抗壓強度下荷載-位移骨架曲線見圖16。由圖可知,隨著核心混凝土抗壓強度的增加,混凝土抗壓強度為65 MPa、70 MPa、75 MPa時節(jié)點極限承載力相對抗壓強度為60 MPa時分別提高1.66%、1.87%、1.07%;初始剛度分別提高2.65%、3.44%、3.88%;延性分別降低0.1%、0.12%、0.14%?；炷量箟簭姸葹?0 MPa時節(jié)點極限承載力相對抗壓強度為60 MPa時降低0.43%,初始剛度提高4.47%,延性降低0.17%。說明隨著核心混凝土抗壓強度的增大,節(jié)點承載力逐漸增大,初始剛度逐漸增大,延性逐漸降低。

圖16 不同混凝土抗壓強度的骨架曲線

4.3 套管環(huán)板參數(shù)

4.3.1 套管高度

不同套管高度節(jié)點下荷載-位移骨架曲線見圖17。由圖可知,套管高度為100 mm、150 mm時,節(jié)點極限承載力相對套管高度為200 mm分別提高1.34%、0.82%;延性分別提高1.25%、降低0.55%。套管高度為250 mm、300 mm時,節(jié)點極限承載力分別降低0.64%、1.25%;延性分別降低0.73%、1.16%。說明套管高度在一定范圍內(nèi)的增加能提高節(jié)點極限承載力,但是降低了節(jié)點整體延性。綜上分析,套管高度宜在100～200 mm。

圖17 不同套管高度的骨架曲線

4.3.2 套管厚度

不同套管厚度節(jié)點下荷載-位移骨架曲線見圖18。由圖可知,套管厚度為6 mm、8 mm時,節(jié)點極限承載力相對套管厚度為10 mm時分別提高2.11%、1.81%;延性分別提高3.21%、1.64%。套管厚度為12 mm、14 mm時,節(jié)點極限承載力分別降低0.93%、1.82%;延性分別降低1.35%、1.81%。說明套管厚度在一定范圍內(nèi)增加能提高節(jié)點極限承載力,但是超過某一范圍會降低節(jié)點整體延性。綜上分析,套管厚度宜在6～10 mm。

圖18 不同套管厚度節(jié)點的骨架曲線

5 結(jié) 論

(1)節(jié)點破壞形態(tài)符合“強柱弱梁”設(shè)計原則,由于存在初始缺陷,具體表現(xiàn)為鋼梁翼緣屈曲破壞、節(jié)點核心區(qū)鋼管壁鼓曲破壞、套管外環(huán)板與鋼梁翼緣間翹曲破壞;套管環(huán)板表現(xiàn)為彎曲破壞;節(jié)點具有良好的抗震性能；套管環(huán)板節(jié)點為半剛性節(jié)點。

(2)僅改變鋼管屈服強度時,梁柱抗彎承載力比值影響節(jié)點的破壞模態(tài)；隨著鋼管屈服強度增大,節(jié)點初始剛度增大,極限承載力和延性降低。

(3)僅改變混凝土抗壓強度時,隨著混凝土抗壓強度增大,極限承載力、節(jié)點初始剛度增大,延性降低。

(4)為充分發(fā)揮節(jié)點抗震性能,軸壓比建議控制在0.4～0.6,套管高度宜在100～200 mm,套管厚度宜在6～10mm。