鋼管混凝土組合節點的非線性有限元分析

李華,黎立云

（1.中國礦業大學 研究生院,北京 100083;2.中國礦業大學 力學與建筑工程學院,北京 100083）

加強環式節點是鋼管混凝土結構目前研究最成熟、應用較多的一種剛接節點。在實際應用中為了滿足防火等要求,常常在節點區外包鋼筋混凝土形成鋼骨混凝土組合節點,對這類節點的研究較少。本文在文獻1的基礎上,利用有限元軟件ANSYS對該組合節點進行了數值模擬并與試驗結果進行了對比分析。

1 模型的建立

試驗所用鋼-混凝土組合結構試件的柱為鋼管混凝土構件,梁為鋼骨混凝土構件。梁柱節點通過在柱上設置的上下加強環板與工字鋼梁的上下翼緣焊接、柱上耳板與鋼梁腹板螺栓連接、梁的鋼筋與柱焊接。以梁柱節點為中心,上下各取半層高,左右各取半跨梁長,組成一個平面十字形試件,梁柱截面取足尺寸。

因節點構造較復雜,為便于計算在模擬中采取適當簡化:不考慮上下加強環板與工字鋼梁的上下翼緣焊接、焊接殘余應力的影響、節點的幾何缺陷以及柱上耳板與鋼梁腹板螺栓連接,假定在這些部位可靠連接;不考慮鋼管及鋼筋與混凝土的粘結滑移,即在有限元模型中使鋼管與混凝土劃分一致并共用節點;由于本節點的模擬是為了分析鋼骨外包混凝土之后的力學性能,所以鋼骨混凝土梁內的縱筋、箍筋及節點區域的環向鋼筋等均采用在Solid65單元中輸入參數來考慮。

1.1 混凝土本構關系

混凝土采用Solid65單元,其破壞面為改進的William-Warnke五參數破壞曲面。采用多線性隨動硬化模型,Mises屈服準則,并假定反復荷載下混凝土的應力—應變曲線的外包絡線與等效單軸應力—應變曲線重合,不考慮混凝土的下降段,混凝土的開裂采用Rankine最大拉應力準則,當達到最大拉應力時混凝土即開裂,拉應力松弛。當混凝土開裂后應變軟化至6倍的開裂應變時,應力降低為0。混凝土裂縫張開剪力傳遞系數 βt取0.5,裂縫閉合剪力傳遞系數 βc取0.95。

鋼骨混凝土梁中C30混凝土的應力—應變關系式采用我國《混凝土結構設計規范》（GB50010-2002）中的表達式,σ-ε如圖1所示。對鋼管混凝土柱中的C60核心混凝土采韓林海教授的考慮混凝土強度和約束效應的模型[2]σ-ε如圖2所示。

1.2 型鋼及鋼筋本構

型鋼、鋼材均用 Shell181單元,鋼骨截面:H400mm×150mm×6mm×10mm,Q345鋼,C30混凝土截面:500mm×300mm。鋼骨混凝土梁縱筋采用φ16的二級鋼筋,箍筋為φ8×100,對鋼材采用理性彈塑性模型（BKIN）,該模型把塑性階段和強化階段簡化一條直線,較好地模擬了材料的彈塑性大變形階段。計算中采用Von-Mises屈服準則及相關流動法則。其有限元模型見圖3

1.3 邊界條件及加載

有限元計算時,模型的邊界條件及加載方式盡量與試驗一致。約束柱底端節點的X、Y、Z向的位移,約束柱頂節點的X、Y向位移。

加載采用力加載方式,先在柱頂端施加豎向軸心壓力800kN,保持恒定,采用階梯式的加載方式,此階段為第一荷載步。然后采用分級加載制度在梁端施加同步反對稱荷載并循環往復一次,直至構件破壞。

在試驗中梁端的反復荷載加載施加的是集中力,而在有限元模型中,根據圣維南原理,如果對模型的某個節點施加較大的集中載荷,容易對該節點的相鄰區域造成很大的影響,造成程序計算收斂困難,本文中將加載區節點加載方向上的位移耦合,然后再施加荷載或位移[3]。

2 結果分析

2.1 變形及應力

有限元計算該組合節點的破壞發生在梁根部,與試驗中試件的破壞位置一致,符合“強柱弱梁”的原則。有限元計算中開裂荷載、裂縫分布位置、應力分布等結果與試驗中一致。因此,有限元計算所得的結果基本能反映結構在反復荷載作用下的應力狀態、受力性能等。但由于有限元計算中梁根部混凝土單元在反復荷載作用下發生了較大的變形,導致計算終止從而未能模擬試件在反復荷載作用下破壞的全過程。

2.2 滯回曲線

結構或構件在反復荷載作用下,內力和變形關系表現出滯回現象。滯回曲線可以綜合反映結構或構件的彈性、非彈性性質、耗能等抗震性能。骨架曲線則是把每次滯回曲線的峰值點都連起來所得的包絡線。

有限元計算所得的梁端荷載-位移滯回曲線如圖4所示。與試驗所得荷載—位移曲線如圖5所示的內環較相似。隨著梁端荷載的增加,梁端位移不斷增加,但是由于節點此時還處于彈性階段,卸載后荷載位移曲線原路返回,殘余變形很小,當荷載繼續增大,荷載位移曲線滯回環逐漸增大,但是由于有限元計算中節點區混凝土單元發生了嚴重變形,導致計算停止。而試驗中當節點區混凝土開裂,產生貫通梁根部的裂縫,節點區混凝土被壓碎脫落時還可以繼續加載,因此,試驗所得的滯回曲線圈數較多,滯回曲線要飽滿的多。

有限元計算荷載-位移骨架曲線如圖6所示,在荷載作用初始階段計算曲線與試驗曲線吻合較好,但隨著荷載的逐漸加大,兩曲線逐漸分離,有限元計算極限荷載值略高于試驗值（試驗值為333kN,有限元計算值為350kN）,主要是由于未考慮鋼與混凝土之間的粘結滑移,在荷載作用后期整個節點的計算模型與實際受力不相符,使得整個構件的整體剛度偏高導致的。由于混凝土單元變形,有限元計算最大位移值相對試驗值要小。

有限元計算得出的骨架曲線中非線性效應并不明顯,這是由于節點局部應力最大處材料已達到所能承受的極限而破壞導致計算不收斂。

2.3 結果差異分析

有限元與試驗結果產生差異的原因主要是:

1）該節點在反復荷載作用下,梁根部的混凝土在承受反復拉、壓,而混凝土抗拉強度只有抗壓強度的1/10左右。在有限元計算中,由于鋼骨混凝土梁最先受拉的混凝土單元變形過大使得計算中止,試驗中當混凝土開裂,產生貫通梁根部的裂縫,甚至混凝土被壓碎脫落時還可以繼續加載。因此,有限元所得結果僅為試驗結果的一部分。

2）有限元計算中假設鋼管與鋼管內混凝土位移協調,鋼筋與鋼筋外包混凝土位移協調,沒有考慮二者之間的相互作用,導致節點的整體剛度大于節點的實際剛度,使得計算所得承載力略高于試驗承載力。

3）ANSYS中的多線性隨動硬化模型雖然在合理的選取參數后可以比較接近混凝土模型,可以在一定范圍內描述混凝土的特性,如線彈性階段或混凝土單調加載進入非線性階段。但該模型還是不足以完整的描述混凝土特性的[4]。尤其是對于復雜加載路徑下結構的響應,如地震動作用下結構的滯回性能的分析,由于本構模型過于粗糙,得不到令人滿意的結果[5]。

3 影響因素分析

3.1 腹板厚度的影響

組合節點的腹板厚度對整個節點的承載力有重要意義。但對于鋼管混凝土梁—鋼骨混凝土梁節點由于混凝土及鋼筋的存在腹板對于節點的影響可能會減小,但是其程度還沒有一個明確的認識。本文所模擬的節點腹板厚度為6mm,加強環及翼緣為10mm。通過有限元軟件在不改變其他參數的情況下,研究不同腹板厚度（t=6,8,10,12,14mm）對此類節點承載力的影響。

由圖7可看出,隨著腹板厚度的增加,節點的剛度增大,承載力有所提高,t=6mm時極限荷載為354.68kN,位移為20.02mm,t=12mm時其極限荷載為383.34kN,位移為18.67mm,而 t=14mm時其極限荷載為350kN,位移為15.51mm。t=6與t=14時節點的承載力相當,但是有限元所能計算出的最大位移逐漸變小,也就是腹板厚度超過一定限值時,整個節點的延性變差,即耗能能力逐漸減弱。所以,提高腹板厚度對節點的承載力是有所提高的,但是不能超過一定限值。

3.2 縱筋配筋量的影響

配筋率對于鋼骨混凝土梁的承載力有很大的影響,對于此類節點的影響尚不清楚。本文模擬節點的鋼骨混凝土梁縱筋為2根φ16,不同配筋量下該組合節點的荷載—位移曲線如圖8所示。從圖中可以看出,此節點在不同縱筋量下的承載力總體上是隨著縱筋配筋量的增大而提高。但是,提高的幅度并不大。

4 結論

1）有限元計算中結構最終以節點區混凝土嚴重變形而破壞,這與試驗中試件的破壞形態相同。有限元計算終止,而試驗中繼續加載直至梁端承載力達到極限狀態并有所下降。

2）有限元計算與試驗所得滯回曲線及骨架曲線很相似,但因有限元計算中未考慮型和混凝土之間的粘結滑移,使得節點的整體剛度大于實際剛度,極限荷載略高于試驗值。因此這種方法可以用于該節點的承載力分析。

3）適當增加腹板厚度可以提高該組合節點的承載力,但是腹板厚度的增加會導致節點剛度增大,耗能能力減弱。增大鋼骨混凝土梁的縱筋量對提高承載力的作用不明顯。

4）有限元計算能有效的模擬此類節點彈性和部分塑性階段的應力及變形,能與試驗初期的彈塑性破壞現象符合很好,但不能模擬此類節點從開裂到構件斷裂到完全破壞這一全過程。

[1]張莉若,王明貴.鋼—混凝土組合結構梁柱節點承載力試驗研究[J].建筑科學,2003,19（5）:16-18.

[2]韓林海.鋼管混凝土結構—理論與實踐[M].北京:科學出版社,2007.

[3]王連廣,慕光波,王澈.鋼骨高強混凝土柱的非線性分析[J].沈陽建筑大學學報,2005,21（2）:107-110.

[4]王萱,趙星明,王慧,等.基于ANSYS的鋼筋混凝土結構三維實體建模技術探討[J].山東農業大學學報（自然科學版）,2004,35（1）:113-115.

[5]汪冬生,吳鐵君.ANSYS中的鋼筋混凝土單元[J].武漢理工大學學報（交通科學與工程版）,2004,28（4）:526-529.