圆钢管柱-h形梁环板式节点的受力性能研究

圆钢管柱-h形梁环板式节点的受力性能研究

0梁柱节点试验研究现状由于事故的影响，建筑结构第一次局部破坏可能会导致相邻零件或部分结构的渐进失败。在这一过程中，结构的鲁棒性对于防止结构的连续性坍塌非常重要。当高层建筑结构的局部竖向承重构件失效后,剩余结构各部分的有效拉结可促成传力路径的转变,被认为是阻止结构连续性倒塌的最有效方法。此时,梁柱连接节点的性能对结构拉结作用的发挥具有重要影响。美国DoD指南规定,对钢框架结构进行连续性倒塌分析时,当节点的塑性转角达到一定限值后便可认定为失效,例如对作为钢框架主要部件的刚性节点塑性转角限值均低于0.05rad。然而,目前关于钢框架节点的研究仍主要集中于对抗震性能的探讨,而对其在连续性倒塌工况下的性能及失效判定缺乏足够的试验依据。为了研究框架结构梁柱节点在结构连续性倒塌条件下的性态,既有研究均基于备用荷载路径方法(alternativeloadpathmethod),即拆除结构的承重中柱以模拟结构的初始局部破坏。假定承重柱发生破坏后,其上方的梁柱节点将在上部重力荷载作用下发生较大的竖向位移,带动其连接的两侧梁产生竖向大变形。在通过试验研究中柱失效后其相连局部结构的响应时,试验对象既可是包含失效中柱及其连接的两侧梁与两根邻柱组成的梁柱子结构(图1a所示的两跨三柱型),也可仅由中柱节点及两侧半跨梁组成(图1b所示的双半跨单柱型)。对梁柱子结构进行加载时,可直接在失效柱上施加集中荷载,也可在子结构梁构件上施加均布荷载后再抽除下部中柱支承。为便于试验操作,绝大部分试验采用静力加载方式。Karns等对比了动力(爆炸去柱)和静力加载方式对节点受力性能的影响,认为动力加载方式会导致子结构的承载力提高而变形能力降低。结合作者先前对梁柱节点在连续性倒塌条件下性能的研究现状评述和已完成的部分试验研究成果判断,梁柱节点的拉结性能很大程度上依赖于节点构造,而既有研究的梁柱节点类型仍十分局限;此外,试验对象采用双半跨单柱型梁柱子结构可反映节点受力性能的主要特征,并可借助其受力明确的计算模型进行子结构的内力分析。本文作者以在国内外多高层钢框架结构中广泛采用的圆钢管柱-H形梁外环板式节点为研究对象,通过双半跨单柱型梁柱子结构的竖向静力加载试验并结合有效的数值模拟,考察其在连续性倒塌条件下的力学性态与机理,并对节点的失效判定提供试验依据与建议。1试验总结1.1节点连接方式设计了2个满足强柱弱梁要求的圆钢管柱-H形梁外环板式节点的梁柱子结构试件。圆钢管柱截面规格为351×12,H形梁截面规格为H300×150×6×8,外环板厚度为8mm,最小外伸宽度为25mm。2个试件的主要区别为节点区环板外伸段与梁的连接方式不同,分别为全焊连接(试件CO-W)与栓焊混合连接(试件CO-WB),以考察连接方式对传力机制和鲁棒性的影响。节点构造详见图2。梁柱子结构采用双半跨单柱型,梁跨度取为4500mm,即梁跨高比为15。柱长度取为1100mm。试件钢材采用Q345B,实测材料力学性能如表1所示。1.2柱顶连接加载能力及加载速率设计一套对称的水平自平衡反力装置,配合竖向加载反力架进行试验,如图3所示。水平自平衡反力装置两端部的三角反力架与试件梁端连接,为试件提供固定铰约束,以模拟连续性倒塌条件下周边框架对初始失效部位的梁柱子结构的轴向约束,水平反力经由底部的可拆卸地梁以及中部的柱底滑动约束装置实现自平衡。试件柱顶连接加载能力为2MN的伺服作动器,柱底由滑动约束装置提供竖向滑动约束,使得柱身仅可发生竖向位移。在柱顶通过静力方式施加竖向荷载,加载全程由位移控制,分级加载并观测现象。根据表2的实测材料力学性能预先对试件进行有限元分析,可获得试件中钢材首次达到屈服强度时的位移,约30mm。在试验过程中,试件屈服前,每级位移增量为10mm,加载速率为4mm/min;试件屈服后采用位移增量为40mm,加载速率不超过7mm/min。每两级加载之间持荷3~5min。当加载至柱底无变形空间时,加载结束。1.3梁构件应变片的布置试验测试内容主要包括柱顶竖向荷载、试件位移与梁柱构件关键截面的应变。其中试件位移测量包括试件的竖向变形与梁端铰支座的平面内位移,位移计D1~D18的布置位置参见图4a。在梁柱构件上选取若干关键截面布置应变片,梁构件的应变测点截面位置参见图4b,图中编号W和E分别代表试件的西侧与东侧部分。由于外环板的加强作用,图4b中截面W2和截面E2为该荷载工况下预计的最不利截面。2试验结果与分析2.1环板外伸段与梁接处断裂的观察与分析图5为2个试件的竖向荷载F-位移δ关系曲线,将纵坐标与横坐标分别通过Fp和Lb进行了无量纲化。其中:Fp为试件截面W2/E2达到全截面塑性受弯承载力(Mp=188kN·m)时按实测材性计算得到的柱顶荷载理论值,Fp=194kN;Lb为梁跨度的一半(Lb=2250mm);θ为梁的弦转角(θ=δ/Lb,δ为柱顶加载位移)。主要试验现象及发生时刻标于图5曲线旁,试件的破坏过程及模式参见图6。试件CO-W与试件CO-WB在加载前期的受力状态相似,在加载位移达到约50mm(θ=0.022rad)时,开始表现出较为明显的非线性受力状态,当加载位移达到90mm(θ=0.040rad)后,可观察到环板外伸段与梁连接截面(W2/E2附近)的上翼缘发生明显局部屈曲。2个试件在试验过程中均先后在截面E2和截面W2发生下翼缘断裂,并造成柱顶竖向荷载的瞬时下降。试件一侧梁截面发生断裂后,柱顶荷载仍可快速回升,直至另一侧梁截面发生断裂。图5中荷载-位移关系曲线出现两个峰值,是由于柱底滑动约束条件使得柱身始终保持竖直移动,试件一侧破坏并未对另一侧连接造成明显影响,因此另一侧连接仍可继续提供承载力,使柱顶荷载迅速达到第二个峰值。试件CO-W与试件CO-WB在加载后期的受力状态差别较大,这是由于环板外伸段与梁相连截面的腹板连接构造不同导致截面下翼缘断裂后的破坏模式明显不同而造成的。如图6所示,试件CO-W的截面E2与截面W2在各自的下翼缘断裂(图6a)后,截面裂缝迅速扩展至腹板(图6b),并向上发展且最终达到上翼缘(图6c),截面的承载力逐渐丧失,这是一个连续破坏的过程。因此试件CO-W在两侧截面均发生断裂后,柱顶荷载持续下降,当加载位移达到360mm(θ=0.160rad)时,截面E2完全断裂,试件承载力全部丧失,加载终止。试件CO-WB的截面E2与截面W2在下翼缘断裂(图7a)后,截面内力可通过腹板螺栓传递,表现出间断性破坏特征。环板外伸段与梁腹板连接部位的下排螺栓受剪,同时挤压螺栓孔壁(图7b),造成腹板和剪切板的螺栓孔椭圆化变形明显,藉此进一步提高竖向承载力。直至加载位移达到试验装置加载极限值395mm(θ=0.172rad),试件的柱顶竖向荷载始终保持上升趋势,并已超过首次断裂前的荷载峰值。试验结果证明,2个试件的破坏均发生在梁弦转角达到0.08rad之后,大于美国DoD指南对作为钢框架主要部件的刚性节点最大塑性转角的限值。此外,由于节点破坏位于环板外伸段与梁连接截面W2/E2处,与梁柱节点类型(即柱截面形式及其与梁的组合方式)无关,故本文研究的结论适用于采用相同梁端连接方式的其他梁柱节点类型。2.2加载过程与变形分析加载过程中,梁柱子结构随持续下移的柱身发生竖向大变形。试件的变形形态发展过程如图8所示,可以看出,柱身与外环板部分在加载过程中形同刚体发生整体下移。在加载前期,试件竖向变形形态呈现梁受弯特征;随着加载位移增大,逐渐呈现二力杆受拉特征。在节点环板外伸段与两侧梁下翼缘的连接位置断裂后,该截面变形如同平面铰,两侧梁段基本被拉直,试件最终变形形态如图9所示。2.3截面弯矩与抗力机制转化根据布置于截面W1/E1的应变片测量结果,可获得试件远离节点区域的梁段上沿梁截面高度的应变分布状态。测量结果显示截面W1/E1的应变值均低于钢材的屈服应变2×10-3,因此可依据弹性理论计算该截面的内力,并进一步分析试件近节点区的梁截面内力以及梁柱子结构的抗力机制。以图10所示试件CO-W截面W1的应变发展曲线为例,在加载前期(加载位移小于约80mm),截面应变呈受弯特征,即上翼缘受压、下翼缘受拉,此时试件主要由抗弯机制提供抗力。此后随着加载位移的增加,截面应变均向受拉趋势转化,呈现出拉弯受力状态,直至同侧的截面W2下翼缘发生断裂,这表明试件的抗力机制逐渐向悬索机制转化。根据试件截面W1/E1的应变值,可计算该截面的内力(轴力N1、弯矩M1及剪力V1)。基于截面W1/E1内力计算结果,借助试件的竖向位移确定梁段变形,可依据图11所示的计算模型,获得梁端铰支座的反力HR与VR,并进一步推算同侧梁段任意截面的内力Ni、Mi及Vi。需要注意的是,近节点区的梁截面下翼缘断裂后,该断裂截面及其一定范围内的相邻梁截面的性状发生改变,有效截面的形心轴相对原始截面将向上翼缘方向偏移,此时截面相对其形心轴的真实弯矩与由图11基于初始截面形心轴计算所得到的弯矩并不一致,本文中将后者称为截面的虚拟弯矩。轴力计算结果显示,梁沿轴线方向的各截面轴力基本一致,可以截面W1/E1为例考察梁段的轴力发展特征,如图12所示。试验破坏现象表明,环板外伸段与梁连接截面W2/E2为梁柱子结构的最不利截面,该截面先于其他截面到达全截面塑性受弯承载力Mp,成为控制梁柱子结构受弯承载力的部位,其弯矩发展曲线如图13所示。对比梁段轴力与最不利截面弯矩的发展特征可知,梁段轴力在加载前期较小且发展较缓,此阶段梁最不利截面弯矩迅速发展并接近Mp,子结构的抗力主要由抗弯机制提供;梁最不利截面弯矩在加载位移约120mm后增长缓慢,而梁段轴力增长加速,最大值可达到0.3Np~0.4Np(Np=1641kN,为梁全截面受拉屈服承载力);梁最不利截面下翼缘断裂后,截面弯矩与轴力均明显下降,此后断裂截面的虚拟弯矩持续减小甚至转为负弯矩,同侧梁段的轴力发展与腹板的连接构造相关,子结构的抗力主要由悬索机制提供。2.4节点连接方式对梁柱子结构力的影响图11的支座竖向反力VR由两部分组成,分别为截面W1/E1的剪力V1在竖直方向的分量FF与轴力N1在竖直方向的分量FC,可分别表征子结构由抗弯机制与悬索机制提供的竖向抗力。2个试件单侧的抗弯机制抗力FF与悬索机制抗力FC的发展曲线如图14所示,图例中下标W和E分别代表试件的西侧部分与东侧部分。曲线发展特征表明:1)在加载前期,子结构的抗力主要由抗弯机制提供,随着加载位移增大,悬索机制提供的抗力逐渐增大;2)抗弯机制提供的抗力在梁截面下翼缘断裂之前保持在较为稳定的水平(接近0.5Fp),下翼缘断裂发生后迅速下降并逐渐转变为负值,同时悬索机制提供的抗力在腹板焊接连接的试件CO-W中无法继续增长,在腹板螺栓连接的试件CO-WB中可明显增长并最终达到约Fp。可见,节点连接方式对梁柱子结构加载后期悬索机制的发展具有明显影响,主要体现在梁截面下翼缘断裂后截面轴力的发展程度。借助发展较为充分的梁截面轴力,栓焊连接试件CO-WB可获得较高的后期承载力,表现出较焊接连接试件CO-W更为富余的强度储备,更利于结构抵抗连续性倒塌。3有限分析3.1本构模型的建立采用通用有限元分析软件ABAQUS对2个试件进行非线性有限元分析。为模拟试验中观察到的不对称破坏现象,建立试件的完整模型,梁端设置为铰支座约束,柱顶与柱底设置竖向滑动约束。模型采用C3D8R实体单元,并在试验破坏部位(截面W2/E2)周边划分为较细密的网格单元。钢材的本构曲线采用多点折线模拟材性试验得到的真实应力-应变结果,材料达到抗拉强度后线性增大至材性试验测得的断裂点,断裂点对应的应力与应变由材性试件的实测断后面积确定。在腹板螺栓连接部位建立部件之间考虑切向摩擦的硬接触关系。为模拟试件的断裂过程,分析过程采用单元删除法对模型中达到断裂应变指标的单元实施删除。计算采用ABAQUS/Explicit显式积分算法,并保证加载过程中不引入明显动力效应。通过对试验进行有限元分析,可补充分析试验中因测量条件限制未能充分考察的节点受力性能,如对梁柱子结构环板外伸段与梁连接区域受力状况的跟踪。3.2梁下翼缘断裂与翼缘断裂的关系图15对比了有限元分析得到的梁柱子结构荷载-位移曲线与试验结果曲线。两者在试件梁截面并未发生破坏前较为吻合,在梁下翼缘发生断裂之后存在一定差异,这可能是钢材本构模型并未考虑材料的各种缺陷与复杂应力状态造成的,但有限元分析仍能反映梁柱子结构在竖向大变形下的主要受力特征。有限元分析对试验现象的模拟结果见图16,可再现试验的主要破坏过程。3.3co-w波场主要表现为正截面下翼缘断裂法分析思路通过对试件破坏过程的有效模拟,可进一步考察梁最不利截面W2/E2在断裂过程中的受力状态。图17、18展示了截面E2附近区域轴向应力矢量的变化过程,红色与蓝色矢量分别表示受拉与受压。从图17、18可以看出:1)截面下翼缘断裂之前,下翼缘轴拉应力较大(图17a与图18a);2)截面下翼缘断裂后,拉应力需求沿腹板向上转移,但上翼缘及腹板上部区域仍保持受压状态(图17b、17c与图18b);3)试件CO-W的腹板在拉力作用下渐次向上开裂且接近顶部(图17d),试件CO-WB下部腹板受螺栓剪切变形影响明显(图18c),使得腹板上部与上翼缘也逐渐进入受拉状态;4)试件CO-W的截面在腹板完全开裂后,最终发生上翼缘断裂(图17e),截面应力均下降为零。对比有限元分析与试验测量计算得到的截面E2的弯矩曲线如图19a和19b所示,两者基本重合。截面弯矩在下翼缘断裂前维持在全截面塑性受弯承载力Mp,下翼缘断裂后迅速下降并逐渐转变为负弯矩。根据图18所示的截面轴向应力发展过程可知,下翼缘断裂后,上翼缘及腹板上部逐渐增大的拉应力,正是导致截面逐渐发展负弯矩(