圓鋼管柱-h形梁環(huán)板式節(jié)點的受力性能研究

圓鋼管柱-h形梁環(huán)板式節(jié)點的受力性能研究

0梁柱節(jié)點試驗研究現(xiàn)狀由于事故的影響，建筑結(jié)構(gòu)第一次局部破壞可能會導(dǎo)致相鄰零件或部分結(jié)構(gòu)的漸進失敗。在這一過程中，結(jié)構(gòu)的魯棒性對于防止結(jié)構(gòu)的連續(xù)性坍塌非常重要。當高層建筑結(jié)構(gòu)的局部豎向承重構(gòu)件失效后,剩余結(jié)構(gòu)各部分的有效拉結(jié)可促成傳力路徑的轉(zhuǎn)變,被認為是阻止結(jié)構(gòu)連續(xù)性倒塌的最有效方法。此時,梁柱連接節(jié)點的性能對結(jié)構(gòu)拉結(jié)作用的發(fā)揮具有重要影響。美國DoD指南規(guī)定,對鋼框架結(jié)構(gòu)進行連續(xù)性倒塌分析時,當節(jié)點的塑性轉(zhuǎn)角達到一定限值后便可認定為失效,例如對作為鋼框架主要部件的剛性節(jié)點塑性轉(zhuǎn)角限值均低于0.05rad。然而,目前關(guān)于鋼框架節(jié)點的研究仍主要集中于對抗震性能的探討,而對其在連續(xù)性倒塌工況下的性能及失效判定缺乏足夠的試驗依據(jù)。為了研究框架結(jié)構(gòu)梁柱節(jié)點在結(jié)構(gòu)連續(xù)性倒塌條件下的性態(tài),既有研究均基于備用荷載路徑方法(alternativeloadpathmethod),即拆除結(jié)構(gòu)的承重中柱以模擬結(jié)構(gòu)的初始局部破壞。假定承重柱發(fā)生破壞后,其上方的梁柱節(jié)點將在上部重力荷載作用下發(fā)生較大的豎向位移,帶動其連接的兩側(cè)梁產(chǎn)生豎向大變形。在通過試驗研究中柱失效后其相連局部結(jié)構(gòu)的響應(yīng)時,試驗對象既可是包含失效中柱及其連接的兩側(cè)梁與兩根鄰柱組成的梁柱子結(jié)構(gòu)(圖1a所示的兩跨三柱型),也可僅由中柱節(jié)點及兩側(cè)半跨梁組成(圖1b所示的雙半跨單柱型)。對梁柱子結(jié)構(gòu)進行加載時,可直接在失效柱上施加集中荷載,也可在子結(jié)構(gòu)梁構(gòu)件上施加均布荷載后再抽除下部中柱支承。為便于試驗操作,絕大部分試驗采用靜力加載方式。Karns等對比了動力(爆炸去柱)和靜力加載方式對節(jié)點受力性能的影響,認為動力加載方式會導(dǎo)致子結(jié)構(gòu)的承載力提高而變形能力降低。結(jié)合作者先前對梁柱節(jié)點在連續(xù)性倒塌條件下性能的研究現(xiàn)狀評述和已完成的部分試驗研究成果判斷,梁柱節(jié)點的拉結(jié)性能很大程度上依賴于節(jié)點構(gòu)造,而既有研究的梁柱節(jié)點類型仍十分局限;此外,試驗對象采用雙半跨單柱型梁柱子結(jié)構(gòu)可反映節(jié)點受力性能的主要特征,并可借助其受力明確的計算模型進行子結(jié)構(gòu)的內(nèi)力分析。本文作者以在國內(nèi)外多高層鋼框架結(jié)構(gòu)中廣泛采用的圓鋼管柱-H形梁外環(huán)板式節(jié)點為研究對象,通過雙半跨單柱型梁柱子結(jié)構(gòu)的豎向靜力加載試驗并結(jié)合有效的數(shù)值模擬,考察其在連續(xù)性倒塌條件下的力學性態(tài)與機理,并對節(jié)點的失效判定提供試驗依據(jù)與建議。1試驗總結(jié)1.1節(jié)點連接方式設(shè)計了2個滿足強柱弱梁要求的圓鋼管柱-H形梁外環(huán)板式節(jié)點的梁柱子結(jié)構(gòu)試件。圓鋼管柱截面規(guī)格為351×12,H形梁截面規(guī)格為H300×150×6×8,外環(huán)板厚度為8mm,最小外伸寬度為25mm。2個試件的主要區(qū)別為節(jié)點區(qū)環(huán)板外伸段與梁的連接方式不同,分別為全焊連接(試件CO-W)與栓焊混合連接(試件CO-WB),以考察連接方式對傳力機制和魯棒性的影響。節(jié)點構(gòu)造詳見圖2。梁柱子結(jié)構(gòu)采用雙半跨單柱型,梁跨度取為4500mm,即梁跨高比為15。柱長度取為1100mm。試件鋼材采用Q345B,實測材料力學性能如表1所示。1.2柱頂連接加載能力及加載速率設(shè)計一套對稱的水平自平衡反力裝置,配合豎向加載反力架進行試驗,如圖3所示。水平自平衡反力裝置兩端部的三角反力架與試件梁端連接,為試件提供固定鉸約束,以模擬連續(xù)性倒塌條件下周邊框架對初始失效部位的梁柱子結(jié)構(gòu)的軸向約束,水平反力經(jīng)由底部的可拆卸地梁以及中部的柱底滑動約束裝置實現(xiàn)自平衡。試件柱頂連接加載能力為2MN的伺服作動器,柱底由滑動約束裝置提供豎向滑動約束,使得柱身僅可發(fā)生豎向位移。在柱頂通過靜力方式施加豎向荷載,加載全程由位移控制,分級加載并觀測現(xiàn)象。根據(jù)表2的實測材料力學性能預(yù)先對試件進行有限元分析,可獲得試件中鋼材首次達到屈服強度時的位移,約30mm。在試驗過程中,試件屈服前,每級位移增量為10mm,加載速率為4mm/min;試件屈服后采用位移增量為40mm,加載速率不超過7mm/min。每兩級加載之間持荷3~5min。當加載至柱底無變形空間時,加載結(jié)束。1.3梁構(gòu)件應(yīng)變片的布置試驗測試內(nèi)容主要包括柱頂豎向荷載、試件位移與梁柱構(gòu)件關(guān)鍵截面的應(yīng)變。其中試件位移測量包括試件的豎向變形與梁端鉸支座的平面內(nèi)位移,位移計D1~D18的布置位置參見圖4a。在梁柱構(gòu)件上選取若干關(guān)鍵截面布置應(yīng)變片,梁構(gòu)件的應(yīng)變測點截面位置參見圖4b,圖中編號W和E分別代表試件的西側(cè)與東側(cè)部分。由于外環(huán)板的加強作用,圖4b中截面W2和截面E2為該荷載工況下預(yù)計的最不利截面。2試驗結(jié)果與分析2.1環(huán)板外伸段與梁接處斷裂的觀察與分析圖5為2個試件的豎向荷載F-位移δ關(guān)系曲線,將縱坐標與橫坐標分別通過Fp和Lb進行了無量綱化。其中:Fp為試件截面W2/E2達到全截面塑性受彎承載力(Mp=188kN·m)時按實測材性計算得到的柱頂荷載理論值,Fp=194kN;Lb為梁跨度的一半(Lb=2250mm);θ為梁的弦轉(zhuǎn)角(θ=δ/Lb,δ為柱頂加載位移)。主要試驗現(xiàn)象及發(fā)生時刻標于圖5曲線旁,試件的破壞過程及模式參見圖6。試件CO-W與試件CO-WB在加載前期的受力狀態(tài)相似,在加載位移達到約50mm(θ=0.022rad)時,開始表現(xiàn)出較為明顯的非線性受力狀態(tài),當加載位移達到90mm(θ=0.040rad)后,可觀察到環(huán)板外伸段與梁連接截面(W2/E2附近)的上翼緣發(fā)生明顯局部屈曲。2個試件在試驗過程中均先后在截面E2和截面W2發(fā)生下翼緣斷裂,并造成柱頂豎向荷載的瞬時下降。試件一側(cè)梁截面發(fā)生斷裂后,柱頂荷載仍可快速回升,直至另一側(cè)梁截面發(fā)生斷裂。圖5中荷載-位移關(guān)系曲線出現(xiàn)兩個峰值,是由于柱底滑動約束條件使得柱身始終保持豎直移動,試件一側(cè)破壞并未對另一側(cè)連接造成明顯影響,因此另一側(cè)連接仍可繼續(xù)提供承載力,使柱頂荷載迅速達到第二個峰值。試件CO-W與試件CO-WB在加載后期的受力狀態(tài)差別較大,這是由于環(huán)板外伸段與梁相連截面的腹板連接構(gòu)造不同導(dǎo)致截面下翼緣斷裂后的破壞模式明顯不同而造成的。如圖6所示,試件CO-W的截面E2與截面W2在各自的下翼緣斷裂(圖6a)后,截面裂縫迅速擴展至腹板(圖6b),并向上發(fā)展且最終達到上翼緣(圖6c),截面的承載力逐漸喪失,這是一個連續(xù)破壞的過程。因此試件CO-W在兩側(cè)截面均發(fā)生斷裂后,柱頂荷載持續(xù)下降,當加載位移達到360mm(θ=0.160rad)時,截面E2完全斷裂,試件承載力全部喪失,加載終止。試件CO-WB的截面E2與截面W2在下翼緣斷裂(圖7a)后,截面內(nèi)力可通過腹板螺栓傳遞,表現(xiàn)出間斷性破壞特征。環(huán)板外伸段與梁腹板連接部位的下排螺栓受剪,同時擠壓螺栓孔壁(圖7b),造成腹板和剪切板的螺栓孔橢圓化變形明顯,藉此進一步提高豎向承載力。直至加載位移達到試驗裝置加載極限值395mm(θ=0.172rad),試件的柱頂豎向荷載始終保持上升趨勢,并已超過首次斷裂前的荷載峰值。試驗結(jié)果證明,2個試件的破壞均發(fā)生在梁弦轉(zhuǎn)角達到0.08rad之后,大于美國DoD指南對作為鋼框架主要部件的剛性節(jié)點最大塑性轉(zhuǎn)角的限值。此外,由于節(jié)點破壞位于環(huán)板外伸段與梁連接截面W2/E2處,與梁柱節(jié)點類型(即柱截面形式及其與梁的組合方式)無關(guān),故本文研究的結(jié)論適用于采用相同梁端連接方式的其他梁柱節(jié)點類型。2.2加載過程與變形分析加載過程中,梁柱子結(jié)構(gòu)隨持續(xù)下移的柱身發(fā)生豎向大變形。試件的變形形態(tài)發(fā)展過程如圖8所示,可以看出,柱身與外環(huán)板部分在加載過程中形同剛體發(fā)生整體下移。在加載前期,試件豎向變形形態(tài)呈現(xiàn)梁受彎特征;隨著加載位移增大,逐漸呈現(xiàn)二力桿受拉特征。在節(jié)點環(huán)板外伸段與兩側(cè)梁下翼緣的連接位置斷裂后,該截面變形如同平面鉸,兩側(cè)梁段基本被拉直,試件最終變形形態(tài)如圖9所示。2.3截面彎矩與抗力機制轉(zhuǎn)化根據(jù)布置于截面W1/E1的應(yīng)變片測量結(jié)果,可獲得試件遠離節(jié)點區(qū)域的梁段上沿梁截面高度的應(yīng)變分布狀態(tài)。測量結(jié)果顯示截面W1/E1的應(yīng)變值均低于鋼材的屈服應(yīng)變2×10-3,因此可依據(jù)彈性理論計算該截面的內(nèi)力,并進一步分析試件近節(jié)點區(qū)的梁截面內(nèi)力以及梁柱子結(jié)構(gòu)的抗力機制。以圖10所示試件CO-W截面W1的應(yīng)變發(fā)展曲線為例,在加載前期(加載位移小于約80mm),截面應(yīng)變呈受彎特征,即上翼緣受壓、下翼緣受拉,此時試件主要由抗彎機制提供抗力。此后隨著加載位移的增加,截面應(yīng)變均向受拉趨勢轉(zhuǎn)化,呈現(xiàn)出拉彎受力狀態(tài),直至同側(cè)的截面W2下翼緣發(fā)生斷裂,這表明試件的抗力機制逐漸向懸索機制轉(zhuǎn)化。根據(jù)試件截面W1/E1的應(yīng)變值,可計算該截面的內(nèi)力(軸力N1、彎矩M1及剪力V1)?；诮孛鎃1/E1內(nèi)力計算結(jié)果,借助試件的豎向位移確定梁段變形,可依據(jù)圖11所示的計算模型,獲得梁端鉸支座的反力HR與VR,并進一步推算同側(cè)梁段任意截面的內(nèi)力Ni、Mi及Vi。需要注意的是,近節(jié)點區(qū)的梁截面下翼緣斷裂后,該斷裂截面及其一定范圍內(nèi)的相鄰梁截面的性狀發(fā)生改變,有效截面的形心軸相對原始截面將向上翼緣方向偏移,此時截面相對其形心軸的真實彎矩與由圖11基于初始截面形心軸計算所得到的彎矩并不一致,本文中將后者稱為截面的虛擬彎矩。軸力計算結(jié)果顯示,梁沿軸線方向的各截面軸力基本一致,可以截面W1/E1為例考察梁段的軸力發(fā)展特征,如圖12所示。試驗破壞現(xiàn)象表明,環(huán)板外伸段與梁連接截面W2/E2為梁柱子結(jié)構(gòu)的最不利截面,該截面先于其他截面到達全截面塑性受彎承載力Mp,成為控制梁柱子結(jié)構(gòu)受彎承載力的部位,其彎矩發(fā)展曲線如圖13所示。對比梁段軸力與最不利截面彎矩的發(fā)展特征可知,梁段軸力在加載前期較小且發(fā)展較緩,此階段梁最不利截面彎矩迅速發(fā)展并接近Mp,子結(jié)構(gòu)的抗力主要由抗彎機制提供;梁最不利截面彎矩在加載位移約120mm后增長緩慢,而梁段軸力增長加速,最大值可達到0.3Np~0.4Np(Np=1641kN,為梁全截面受拉屈服承載力);梁最不利截面下翼緣斷裂后,截面彎矩與軸力均明顯下降,此后斷裂截面的虛擬彎矩持續(xù)減小甚至轉(zhuǎn)為負彎矩,同側(cè)梁段的軸力發(fā)展與腹板的連接構(gòu)造相關(guān),子結(jié)構(gòu)的抗力主要由懸索機制提供。2.4節(jié)點連接方式對梁柱子結(jié)構(gòu)力的影響圖11的支座豎向反力VR由兩部分組成,分別為截面W1/E1的剪力V1在豎直方向的分量FF與軸力N1在豎直方向的分量FC,可分別表征子結(jié)構(gòu)由抗彎機制與懸索機制提供的豎向抗力。2個試件單側(cè)的抗彎機制抗力FF與懸索機制抗力FC的發(fā)展曲線如圖14所示,圖例中下標W和E分別代表試件的西側(cè)部分與東側(cè)部分。曲線發(fā)展特征表明:1)在加載前期,子結(jié)構(gòu)的抗力主要由抗彎機制提供,隨著加載位移增大,懸索機制提供的抗力逐漸增大;2)抗彎機制提供的抗力在梁截面下翼緣斷裂之前保持在較為穩(wěn)定的水平(接近0.5Fp),下翼緣斷裂發(fā)生后迅速下降并逐漸轉(zhuǎn)變?yōu)樨撝?同時懸索機制提供的抗力在腹板焊接連接的試件CO-W中無法繼續(xù)增長,在腹板螺栓連接的試件CO-WB中可明顯增長并最終達到約Fp?？梢?節(jié)點連接方式對梁柱子結(jié)構(gòu)加載后期懸索機制的發(fā)展具有明顯影響,主要體現(xiàn)在梁截面下翼緣斷裂后截面軸力的發(fā)展程度。借助發(fā)展較為充分的梁截面軸力,栓焊連接試件CO-WB可獲得較高的后期承載力,表現(xiàn)出較焊接連接試件CO-W更為富余的強度儲備,更利于結(jié)構(gòu)抵抗連續(xù)性倒塌。3有限分析3.1本構(gòu)模型的建立采用通用有限元分析軟件ABAQUS對2個試件進行非線性有限元分析。為模擬試驗中觀察到的不對稱破壞現(xiàn)象,建立試件的完整模型,梁端設(shè)置為鉸支座約束,柱頂與柱底設(shè)置豎向滑動約束。模型采用C3D8R實體單元,并在試驗破壞部位(截面W2/E2)周邊劃分為較細密的網(wǎng)格單元。鋼材的本構(gòu)曲線采用多點折線模擬材性試驗得到的真實應(yīng)力-應(yīng)變結(jié)果,材料達到抗拉強度后線性增大至材性試驗測得的斷裂點,斷裂點對應(yīng)的應(yīng)力與應(yīng)變由材性試件的實測斷后面積確定。在腹板螺栓連接部位建立部件之間考慮切向摩擦的硬接觸關(guān)系。為模擬試件的斷裂過程,分析過程采用單元刪除法對模型中達到斷裂應(yīng)變指標的單元實施刪除。計算采用ABAQUS/Explicit顯式積分算法,并保證加載過程中不引入明顯動力效應(yīng)。通過對試驗進行有限元分析,可補充分析試驗中因測量條件限制未能充分考察的節(jié)點受力性能,如對梁柱子結(jié)構(gòu)環(huán)板外伸段與梁連接區(qū)域受力狀況的跟蹤。3.2梁下翼緣斷裂與翼緣斷裂的關(guān)系圖15對比了有限元分析得到的梁柱子結(jié)構(gòu)荷載-位移曲線與試驗結(jié)果曲線。兩者在試件梁截面并未發(fā)生破壞前較為吻合,在梁下翼緣發(fā)生斷裂之后存在一定差異,這可能是鋼材本構(gòu)模型并未考慮材料的各種缺陷與復(fù)雜應(yīng)力狀態(tài)造成的,但有限元分析仍能反映梁柱子結(jié)構(gòu)在豎向大變形下的主要受力特征。有限元分析對試驗現(xiàn)象的模擬結(jié)果見圖16,可再現(xiàn)試驗的主要破壞過程。3.3co-w波場主要表現(xiàn)為正截面下翼緣斷裂法分析思路通過對試件破壞過程的有效模擬,可進一步考察梁最不利截面W2/E2在斷裂過程中的受力狀態(tài)。圖17、18展示了截面E2附近區(qū)域軸向應(yīng)力矢量的變化過程,紅色與藍色矢量分別表示受拉與受壓。從圖17、18可以看出:1)截面下翼緣斷裂之前,下翼緣軸拉應(yīng)力較大(圖17a與圖18a);2)截面下翼緣斷裂后,拉應(yīng)力需求沿腹板向上轉(zhuǎn)移,但上翼緣及腹板上部區(qū)域仍保持受壓狀態(tài)(圖17b、17c與圖18b);3)試件CO-W的腹板在拉力作用下漸次向上開裂且接近頂部(圖17d),試件CO-WB下部腹板受螺栓剪切變形影響明顯(圖18c),使得腹板上部與上翼緣也逐漸進入受拉狀態(tài);4)試件CO-W的截面在腹板完全開裂后,最終發(fā)生上翼緣斷裂(圖17e),截面應(yīng)力均下降為零。對比有限元分析與試驗測量計算得到的截面E2的彎矩曲線如圖19a和19b所示,兩者基本重合。截面彎矩在下翼緣斷裂前維持在全截面塑性受彎承載力Mp,下翼緣斷裂后迅速下降并逐漸轉(zhuǎn)變?yōu)樨搹澗?。根?jù)圖18所示的截面軸向應(yīng)力發(fā)展過程可知,下翼緣斷裂后,上翼緣及腹板上部逐漸增大的拉應(yīng)力,正是導(dǎo)致截面逐漸發(fā)展負彎矩(