預應力型鋼混凝土梁-鋼管混凝土柱節點變參數受力分析

高志宏

(中鐵第一勘察設計院集團有限公司，西安 710043)

前言

鐵路大型旅客站房受其功能布置和線間立柱限界的雙重影響，具有大跨、重載及豎向構件布置受限等特點，因此在結構選型上多采用雙向框架結構體系。為了提高框架結構的抗震性能，框架柱多采用型鋼混凝土柱或鋼管混凝土柱，框架梁為預應力混凝土梁或型鋼混凝土梁[1-4]。

呼和浩特東站站房柱網呈正三角形布置，斜向最大柱距達到31.176 m，框架柱采用鋼管混凝土柱，框架梁為預應力混凝土梁，并在梁端設置型鋼梁與鋼管混凝土柱加強(設置加強環)連接，故而在邊跨處形成了斜向交匯的預應力型鋼混凝土梁-鋼管混凝土柱節點。

預應力型鋼混凝土梁-鋼管混凝土柱節點的可靠性是保證框架結構安全的關鍵。國內學者對相關節點進行了大量的研究，如聶建國等對鋼筋混凝土梁-鋼管混凝土柱外加強環節點進行了試驗研究，對其構造措施提出了改進建議[5]；丁陽等采用低周往復擬靜力試驗與數值模擬相結合的研究方法，對預應力混凝土梁-鋼管混凝土柱節點進行了研究，得出其具有良好的承載力及延性[6]；趙雯桐對梁柱節點內的縱筋滑移進行模擬分析，結果表明滑移量較小時，模擬結果與試驗較為接近[7]；朱海清對提出的新型鋼管混凝土節點進行低周反復荷載試驗，并與傳統的節點破壞形式、滯回曲線、變形能力及累積耗能等進行對比分析，結果表明新型節點無明顯滑移或脫開破壞，延性及耗能均有所提高[8]；金懷印等對正交的預應力型鋼混凝土梁-鋼管混凝土柱節點抗震性能進行了試驗研究，從節點受力過程、破壞形態、延性及剛度退化等抗震性能進行了系統的研究[9]。林聰、方梅[10-11]分別利用有限元以及試驗對預應力型鋼混凝土梁-鋼管混凝土柱節點受剪與抗震性能進行研究。唐昌輝等[12]利用試驗研究無粘結預應力型鋼混凝土梁-鋼管混凝土柱節點的抗震性能與設計理論。鄧國專[13]基于既有的試驗結果和理論計算，研究了環板寬度對節點的承載力和剛度的影響，并建立承載力-變形雙控原則來確定外加強環板尺寸的計算公式。曲慧[14]研究受力全過程中節點裂縫和變形發展過程，明確節點極限狀態和破壞模態；揭示節點核心區混凝土約束力、鋼筋應變、核心區剪力的變化規律。

綜上，雖然對此類節點的研究較多，但針對斜向交匯的預應力型鋼混凝土梁-鋼管混凝土柱節點的研究卻很少，現行規范中亦未做相關規定，因此，十分有必要對此斜向交匯的預應力型鋼混凝土梁-鋼管混凝土柱節點進行受力分析，以確保節點的安全。采用ADINA軟件建立某典型的斜向交匯節點的有限元模型，運用HyperMesh軟件進行網格劃分，分析預應力型鋼混凝土梁柱節點在變參數下的應力變化，以采集一些重要的力學響應數據，為工程設計提供理論依據和優化建議。

1 工程概況

呼和浩特東站位于呼和浩特市主城區東側，是一座現代化大型火車站，站房建筑面積59 240 m2。站房平面構型新穎，中部為正六邊形，兩側為對稱的平行四邊形，站臺無柱雨棚以站房為中心向左右兩側延伸，整體上形成連綿不絕的蒙古包的效果，建成后站房鳥瞰如圖1所示。站房高架候車廳樓蓋柱網為31.176 m×27 m，呈正三角形規則布置，候車廳樓蓋結構平面如圖2所示。

圖1 呼和浩特東站站房鳥瞰

圖2 站房候車廳樓蓋平面布置(局部)(單位：mm)

工程設計使用年限為50年，建筑結構的安全等級為一級；抗震設防烈度為8度，地震加速度0.2g，設計地震分組為第二組，地震動反應譜特征周期為0.40 s；主站房的抗震設防類別為乙類建筑，按8度設防烈度進行抗震計算，按設防烈度9度采取抗震措施。

基于上述標準，站房主體結構采用了預應力鋼筋混凝土梁-鋼管混凝土柱框架體系。從樓蓋結構平面布置圖可知，站房中部形成了兩向正交的預應力鋼筋混凝土梁-鋼管混凝土柱節點，而站房兩側邊跨則形成了復雜的斜向交匯預應力鋼筋混凝土梁-鋼管混凝土柱節點。為保證框架連接節點處的承載力及延性，在預應力混凝土梁端設置型鋼梁，與鋼管混凝土柱間采用環板連接，梁內預應力鋼筋穿過節點核心區，普通鋼筋部分繞過節點貫通設置，部分與環板雙面焊接連接。其中，11軸交F軸所形成的典型斜向交匯節點大樣如圖3所示，與節點相連各構件的截面及材質見表1，表1中混凝土等級為C40，鋼材為Q345B。

表1 構件截面參數

注：As表示鋼絞線

圖3 11軸交F軸節點平面示意(單位：mm)

由于框架梁端進行了截面加強，且設置有型鋼梁，在預應力共同作用下，節點域的剛度很大，構件各部位的三向變形均較小，因此剛度不是控制本節點的主導因素。相反，由于節點域多種材質的存在，在設計荷載作用下節點域內型鋼梁、預應力筋及普通鋼筋的應力值分布顯得尤為重要，因此，需對節點在設計荷載作用下各單元構件的應力分布進行更為詳細的分析和研究。結合內外環板的尺寸及預應力筋的截斷位置，對11軸交F軸的典型斜向交匯節點進行有限元參數化分析，各變參數見表2。

圖4 梁柱節點三維CAD實體模型

影響因素情況描述外環板厚/mm內環板厚/mm備注加強環板的影響設置外環板800轉折處不倒角600轉折處不倒角600轉折處倒角設置內、外環板6060轉折處倒角預應力筋截斷位置影響通長設置6060轉折處倒角在型鋼梁端截斷6060轉折處倒角

2 梁柱節點有限元模型的建立

所選取的節點為預應力型鋼混凝土梁柱節點，梁內設置預應力鋼絞線，并且穿過梁柱節點核心區，錨固于節點核心區外側，型鋼與鋼管柱采用加強環板連接，梁內普通鋼筋部分焊于環板上，部分繞過鋼管柱貫通。由此可見，所分析的節點較為復雜，為了確保有限元模型建立的準確性，模型采用了全三維CAD設計，較好地解決了鋼結構、混凝土、鋼筋及預應力鋼絞線之間的幾何干涉關系，建立的三維CAD的節點模型如圖4所示。

選用ADINA軟件對節點進行有限元分析，針對不同的對象分別采用桿單元、梁單元、剛性連桿、殼單元和3-D實體單元，鋼管與混凝土間采用了接觸約束等[15-16]非線性邊界約束單元；鋼材采用等向彈塑性模型，混凝土采用塑性損傷模型，其本構關系參照文獻[17]確定。在分析時，考慮到節點中各構件幾何載面均較大，幾何非線性問題不突出，故分析中僅考慮材料非線性和接觸約束的狀態非線性問題，非線性計算方法選擇了Newton-Raphson分步增量迭代算法(混合算法)[18-19]。

有限元網格劃分是進行有限元數值模擬分析至關重要的一步，它直接影響著后續數值計算分析結果的精確性。節點在網格劃分過程中，采用HyperMesh軟件對有限元模型在網格數量、網格疏密、網格質量、網格分界面、分界點及網格布局上進行了精確的選擇和劃分[20]，取得了較好的效果。

模型中所用的荷載直接提取整體桿系模型中一組最不利控制組合的桿件內力，作為其計算控制荷載或約束邊界條件。梁柱節點采用逐級遞增加載方式，加載步總共分為10級，荷載遞增量為10%，并直接在鋼管混凝土柱上下端有限元節點上設置剛性約束。

3 結果與分析

3.1 影響因素變參數分析

3.1.1 加強環板的影響

對外加強板板厚進行參數化分析。(1) 僅設置外加強環板，板厚80 mm。節點區鋼管柱及環板的應力云圖如圖5(a)所示，可見A、B及C點出現了應力集中現象，有屈服趨勢，但最大應力值239 MPa仍小于屈服強度，滿足設計要求并有一定的富余；(2)僅設置外加強環板，板厚60 mm。節點區鋼管柱及環板的應力云圖如圖5(b)所示，環板變薄后A、B及C點同樣存在應力集中現象，但最大應力(C點處)達到了249 MPa，已經達到了應力屈服強度，其他部分應力也有所提高；(3)僅設置外加強環板，板厚60 mm，轉折處作倒角處理。為了減小環板轉折處應力集中的不利影響，對加強環板采用圓弧進行光滑過渡，優化后的節點受力云圖如圖5(c)所示，可見環板中應力集中得到了明顯改善，除C點仍有一定應力集中外，A、B兩點處不再出現應力集中，C點最大應力242 MPa，小于屈服強度，滿足設計要求；(4) 同時設置內外加強環板，板厚均為60 mm，轉折處作倒角處理。節點區鋼管柱及環板的應力云圖如圖5(d)所示，增加內環板后，在內外環板共同作用下，內加強環板承擔的最大應力值為154 MPa，約為外加強環板的70%，使整個應力狀態降低。C點處雖仍有應力集中現象，但峰值下降至215 MPa，綜合性能有所改善。

圖5 節點鋼管柱及環板應力云圖

根據上述分析，設計中最終采用內外環板同時設置的節點形式，并在轉折處采用圓弧光滑過渡。

3.1.2 預應力筋截斷位置影響

為了考察梁內預應力筋截斷位置對節點各單元的受力影響，分別對通長布置和在型鋼梁端錨固2種情況進行分析(梁端錨固點設置在型鋼梁端，約2.5倍型鋼梁高處)。在相同加載條件下，節點各單元的應力云圖如圖6、圖7所示。從各單元的應力云圖可知，兩種情況下梁內預應力筋和普通鋼筋的應力值相差較小，其值分別在900～1 350 MPa和200～330 MPa，可見預應力筋的截斷位置對節點的受力影響并不大。

圖6 預應力筋應力云圖

圖7 普通縱向鋼筋應力云圖

由于內支座彎矩比邊支座控制截面處的彎矩明顯大得多，因此無論是抗裂度，還是受彎承載力，其控制截面都在內支座截面處，故設計中將相鄰跨的預應力鋼筋通過內支座控制截面并延長0.3倍跨度后截斷錨固。

3.2 節點受力性能分析

根據3.1.1、3.1.2節所確定的節點參數如下：(1)鋼管混凝土柱與型鋼梁連接處設置內、外環板，板厚分別為60，80 mm，外環板與型鋼梁過渡段設置圓弧過渡；(2)梁內預應力筋貫穿節點，并延伸到相鄰跨0.3倍跨度后截斷錨固；(3)梁內普通鋼筋按實際設計情況設置。

按上述參數重新建立梁柱整體模型，逐步加載后得到節點荷載-位移關系曲線，如圖8所示。從圖8可見，在設計荷載作用下，節點呈非線性彈性變化，加載至第10級荷載步時，位移達到16 mm，此時曲線仍未出現塑性平緩或下降段，可見該梁柱節點具有很好承載力和剛度。加載至最大荷載步時，梁柱節點內各單元的應力云圖如圖9所示。鋼管柱及型鋼梁的應力峰值約為188 MPa，出現在型鋼梁與外加強環板交界處，為應力集中現象，但區域面積小，分布離散且不貫通。濾去應力集中區域，鋼管柱的最大應力值為140 MPa，型鋼梁的最大應力值120 MPa，均小于規范限值；從框架梁內預應力筋、縱向鋼筋的應力云圖可知，各受力筋的應力分布較為均勻，且應力值均控制在規范限值以內；從梁端箍筋應力云圖可見，加強區段的箍筋應力值較小，最大應力值出現在梁端加強區以外，設計時應將梁端箍筋加密區延長至加強區外1.5倍梁高范圍內，以確保抗剪承載力的平緩過渡。

圖8 節點荷載-位移關系曲線

圖9 節點內各單元的應力云圖

4 結論

(1)采用ADINA的有限元軟件及HyperMesh網格劃分功能，可很好地模擬復雜預應力型鋼混凝土梁-鋼管混凝土柱節點的受力特性，具有較高的計算精度和準確性，為設計提供了必要的理論依據。

(2)同時設置內外加強環板并進行圓弧過渡處理，可有效地降低環板的應力集中現象，板件最大應力由249 MPa減小為215 MPa。

(3)當預應力筋在2.5倍型鋼梁高以外截斷時，預應力筋的截斷位置對節點的受力影響不大，但考慮到整體彎矩分布，建議預應力筋通過控制截面并延長0.3倍跨度后截斷。

(4)在設計荷載作用下，該節點呈非線性彈性變化，具有很好的承載力和剛度。梁內箍筋最大應力值出現在梁端加強區以外，設計時應將梁端箍筋加密區延長至加強區外1.5倍梁高范圍內，以確保抗剪承載力的平緩過渡。