吳澤鋒,費建偉

(浙江中南建設(shè)集團(tuán)鋼結(jié)構(gòu)有限公司,浙江 杭州 310051)

在矩形鋼管混凝土柱與鋼梁的連接節(jié)點中,若不布置加勁板,梁端的彎矩會使柱管壁受彎產(chǎn)生較大變形,設(shè)置內(nèi)隔板不方便,于是通常采用在梁端兩側(cè)布置豎向加勁板的方法,這樣彎矩的一部分可以傳遞給與梁腹板平行的柱壁上,減小了柱壁的變形[1]。本文通過有限元軟件ABAQUS分析了4種不同豎向加勁板布置下矩形鋼管混凝土柱與鋼梁節(jié)點的破壞特征、豎向承載能力和滯回性能。

1 有限元模型

1.1 節(jié)點尺寸

節(jié)點模型中,矩形鋼管混凝土柱柱高3 m,截面為□350 mm×200 mm×10 mm,內(nèi)填混凝土。鋼梁長1.5 m,截面為H300 mm×150 mm×6.5 mm×9 mm。梁與柱的連接形式見圖1,翼緣與柱同寬的長度為75 mm,變截面長度為90 mm。在梁端兩側(cè)布置豎向加勁板,豎向加勁板的尺寸見表1,試件SJ-1的豎向加勁板焊于梁翼緣兩側(cè),并與柱側(cè)壁焊接；試件SJ-2的加勁板布置在上下翼緣的上端；試件SJ-3的加勁板布置在上翼緣下端和下翼緣上端；試件SJ-4的加勁板布置在上下翼緣的下端,圖2為相應(yīng)的有限元模型?；炷敛捎肅40,鋼材為Q345。

圖1 節(jié)點尺寸

編號截面尺寸/mm×mm厚度/mmSJ-160×19510SJ-275×7510SJ-375×7510SJ-475×7510

圖2 節(jié)點構(gòu)造

1.2 模型建立

使用ABAQUS建立節(jié)點模型[2]。鋼材為理想彈塑性雙線性模型,混凝土選用塑性損傷模型。鋼管和混凝土為實體單元(C3D8R),鋼梁和加勁板為殼單元(S4R)。模型中不考慮焊縫質(zhì)量的影響,鋼梁和加勁板Merge成整體,鋼管與鋼梁和加勁板的接觸面使用Tie連接。鋼管與內(nèi)填混凝土采用接觸模擬。有限元模型劃分網(wǎng)格時,節(jié)點域及其周圍區(qū)域是受力分析的主要研究對象,因此適當(dāng)加密網(wǎng)格以計算出較為精確的結(jié)果,網(wǎng)格劃分見圖3。

圖3 節(jié)點網(wǎng)格劃分

圖4 節(jié)點的截面位置

圖5 SJ-1腹板應(yīng)力變化

圖6 SJ-2腹板應(yīng)力變化

圖7 SJ-3腹板應(yīng)力變化

圖8 SJ-4腹板應(yīng)力變化

1.3 邊界條件及加載方式

模型中鋼管混凝土柱上下兩端為鉸接,為防止梁發(fā)生側(cè)向失穩(wěn),要約束梁端面外方向的位移。

模型加載時,在柱頂施加0.4軸壓比的豎向荷載。加載完成后在梁端施加位移荷載進(jìn)行梁柱節(jié)點的受力分析。

2 節(jié)點承載性能分析

2.1 節(jié)點應(yīng)力分布與發(fā)展

模型中,在梁端施加豎直向下的位移荷載,最大位移為200 mm。在加載過程中,選取節(jié)點的3個截面進(jìn)行應(yīng)力分析,截面位置見圖4。圖5～8為4個試件在不同位移荷載下的1-1截面、2-2截面和3-3截面處腹板豎向的應(yīng)力分布圖。梁端施加位移荷載,節(jié)點處產(chǎn)生剪力與彎矩,鋼梁上端產(chǎn)生拉應(yīng)力,下端產(chǎn)生壓應(yīng)力,腹板的應(yīng)力小于兩端。隨著荷載的增大,上下翼緣分別達(dá)到屈服階段,使得腹板承受的荷載不斷增大。 1-1截面處(變截面處)應(yīng)力增長快于2-2截面和3-3截面。當(dāng)1-1全截面達(dá)到屈服荷載后將形成塑性鉸,產(chǎn)生應(yīng)力重分布并向節(jié)點端發(fā)展。位移到達(dá)200 mm時,4個節(jié)點的塑性鉸的范圍不相同。SJ-4的3個截面全部達(dá)到屈服狀態(tài),塑性鉸范圍最大；SJ-3也是3個截面都屈服,但塑性鉸的形成和發(fā)展要晚于SJ-4；SJ-1和SJ-2只在1-1截面處形成塑性鉸,2-2截面和3-3截面均處于彈性階段,SJ-1在2-2截面處的應(yīng)力大于SJ-2,可見SJ-1的塑性鉸范圍要大于SJ-2。

2.2 破壞現(xiàn)象描述

梁端豎向位移到達(dá)200 mm,4種節(jié)點的破壞程度見圖9。通過分析節(jié)點的受力過程可以看出發(fā)生破壞時,首先發(fā)生在梁變截面處(1-1截面)，此時下翼緣承受壓應(yīng)力而達(dá)到屈曲狀態(tài),1-1截面形成塑性鉸導(dǎo)致此處喪失承載能力,因此下翼緣發(fā)生受壓屈曲。隨著梁端位移的增大,塑性鉸范圍增大,下翼緣的局部屈曲程度增大,屈曲范圍增加。當(dāng)塑性鉸發(fā)展至3-3截面時,腹板因無法繼續(xù)承受更多的荷載而發(fā)生屈曲。梁端位移達(dá)到200 mm時,SJ-1和SJ-2在變截面受壓翼緣處發(fā)生屈曲,SJ-3在變截面處受壓翼緣發(fā)生屈曲,腹板有輕微鼓曲,SJ-4在變截面處受壓翼緣屈曲現(xiàn)象明顯,腹板嚴(yán)重鼓曲。節(jié)點發(fā)生破壞時,布置在鋼梁上翼緣的加勁板基本達(dá)到屈服狀態(tài),因此在實際工程中為保持加勁板的荷載傳遞,加勁板與梁柱的連接焊縫要保證質(zhì)量。

2.3 豎向承載力分析

圖10為4種節(jié)點在梁端部的荷載-位移曲線。從圖10中可以看出在彈性階段節(jié)點的彈性剛度相同，進(jìn)入塑性階段達(dá)到最大承載力之前,荷載的變化趨勢基本相同。相同位移下試件SJ-1的荷載最大,SJ-2的荷載次之,SJ-3和SJ-4荷載變化相同。4種節(jié)點的最大承載力基本相同且均發(fā)生在位移100 mm左右。進(jìn)入承載力下降段后,SJ-1和SJ-2承載能力下降不明顯,相同位移下SJ-2的承載能力略好于SJ-1,SJ-4的承載力下降幅度最大。這與節(jié)點的破壞形式相對應(yīng),說明節(jié)點處受壓翼緣發(fā)生屈曲現(xiàn)象會導(dǎo)致承載能力下降,出現(xiàn)腹板屈曲時節(jié)點的承載能力將會大幅降低。通過試件SJ-2和SJ-3、SJ-3和SJ-4的對比可以看出豎向加勁板布置在翼緣上端的效果要好于布置在翼緣下端。在實際工程應(yīng)用中,節(jié)點SJ-1、SJ-2和SJ-4的加勁板布置均會占用一定的建筑空間,而SJ-3的加勁板布置較為合理,不會造成空間的浪費,且擁有較好的承載能力。

圖9 節(jié)點的破壞形態(tài)

圖10 承載力荷載-位移曲線

圖11 位移加載曲線

3 節(jié)點滯回性能分析

使用ABAQUS對節(jié)點進(jìn)行滯回性能的模擬。在梁端施加低周反復(fù)荷載[3-4],采用位移控制加載,加載曲線見圖11,每一加載階段位移增量為15 mm。

通過對有限元分析得到的滯回曲線進(jìn)行數(shù)據(jù)處理后的骨架曲線，見圖12。骨架曲線能夠反映出節(jié)點在抗震分析過程中的屈曲荷載及其位移、峰值荷載及其位移和破壞荷載及其位移。其中,屈曲位移Δy為骨架曲線零點處切線與峰值荷載Pa水平線交點處對應(yīng)的位移；破壞荷載Pu為峰值荷載Pa的85%。位移延性系數(shù)能夠反映節(jié)點的延性性能,為破壞位移Δu與屈服位移Δy的比值。試件的位移延性系數(shù)見表2。

表2 節(jié)點性能參數(shù)

圖12 骨架曲線

從圖12和表2中可以看出,在低周反復(fù)荷載作用下,各節(jié)點的屈服荷載及其位移、峰值荷載及其位移大致相同,即在峰值荷載出現(xiàn)之前,各個節(jié)點的承載能力基本相同。破壞荷載發(fā)生時,節(jié)點SJ-2的位移最大,SJ-1次之,SJ-3最短,因此在承載力下降段,節(jié)點SJ-2的承載能力下降較緩, 延性最好；節(jié)點SJ-1次之；節(jié)點SJ-4的承載能力退化最快,延性較差。

4 結(jié) 語

通過對4種不同豎向加勁板布置下的矩形鋼管混凝土柱與鋼梁節(jié)點的非線性有限元分析,可以得出以下結(jié)論：

1)節(jié)點的破壞模式為變截面處產(chǎn)生塑性鉸,下翼緣受壓屈曲,嚴(yán)重時腹板鼓曲。

2)在豎向承載能力方面,峰值荷載出現(xiàn)之前,4種節(jié)點的承載能力相同；節(jié)點發(fā)生破壞后,SJ-1和SJ-2的承載能力略有下降,SJ-4的承載力下降幅度最大。

3)加勁板能夠傳遞荷載,加勁板與梁柱的連接焊縫應(yīng)保證質(zhì)量。

4)在抗震性能方面,峰值荷載出現(xiàn)之前,4種節(jié)點的滯回能力相同,節(jié)點發(fā)生破壞時,SJ-2的承載能力退化最慢,延性性能最好；SJ-1次之；SJ-4的承載能力退化最快,延性性能較差。

5)在實際應(yīng)用中,節(jié)點SJ-3雖然承載能力略低于SJ-1和SJ-2,但是加勁板的布置方式能夠節(jié)省建筑空間。