新型钢管混凝土斜柱转换节点的轴压性能分析

2020-04-28黄少腾黄炎生莫庭威左志亮汤序霖张增球蔡健

华南理工大学学报（自然科学版） 2020年3期

黄少腾黄炎生莫庭威左志亮† 汤序霖张增球蔡健

(1.华南理工大学土木与交通学院，广东广州 510640；2.广州机施建设集团有限公司，广东广州 510115；3.广东省建筑设计研究院，广东广州 510010)

高层建筑体型复杂多变，常常需要设置转换层[1- 3]。斜柱转换结构的总体受力性能、经济效益均优于传统的梁式转换结构及桁架转换结构[4- 5]，斜柱转换由于力的传递途径较直接、构件截面尺寸较小、建筑空间利用率较高等优点，已在实际工程中得到应用[6- 7]。目前，对斜柱转换构件为钢筋混凝土的研究成果比较多[8- 9]，为斜柱转换节点的设计和应用提供了充足的依据。但转换构件为钢管混凝土的相关研究较少。如杨勇等[10]对青岛某实际工程应用的倒Y形空间斜柱转换节点进行了试验研究。李正良等[11]进行了钢管混凝土分叉柱与钢梁连接节点的抗震性能研究。朱颖杰等[12]进行了三柱变两柱交叉斜柱转换节点的受力性能试验研究。王伟等[13]以东方之门大厦为工程背景，进行了截面形式为矩形和圆形的钢管混凝土分叉柱节点受力性能试验研究。杨光等[14]进行了异形截面多腔钢管混凝土巨型分叉柱的轴心受压力学性能试验研究。

这类节点一般需根据斜柱与支柱的截面形式及斜柱数量对过渡段进行特定的设计，有一定的局限性。因此，有必要提出一种不受斜柱与支柱的截面形式限制，而且适用于多根斜柱与支柱相连的节点构造形式，并研究其受力性能和合理的构造，以满足工程需要。

1 试验概况

本研究以某27层的框架-剪力墙组合结构工程为背景，采用增大节点区的思路，提出一种新型钢管混凝土斜柱转换节点形式，即在节点区设芯柱，其他斜柱与芯柱连接，并围绕芯柱设置纵、横向加劲肋和外围钢管混凝土增大节点区，然后与支柱连接。具体地，结合实际工程应用，建立了一个连接3根斜柱的转换节点(如图1所示)：①竖直向的“斜柱3”的钢管穿过节点区并与支柱的内置型钢对接；该钢管在节点区内和支柱内可视为“芯柱”，实际节点中若没有斜柱3，仍需设置该芯柱，用于连接其余斜柱并发挥类似核心柱的作用。斜柱1和斜柱2分别与芯柱焊接连接；②由于斜柱相交的区域应力复杂，故借鉴钢管混凝土柱-梁节点的加强环形式[15]，围绕芯柱布置多层带混凝土浇灌孔和排气孔的横向加劲肋；③为了把斜柱的内力往支柱扩散，在横向加劲肋之间设置纵向加劲肋和分段的外包钢板；④增大的节点区的底部直径与支柱直径相同，在底层环板以下连接支柱的外钢管，以完成过渡；⑤为了避免钢材局部屈曲并辅助扩散斜柱内力，在节点区内浇筑混凝土。可以预期，由于斜柱与支柱截面不需要对接连接，当斜柱或支柱的截面采用其他形式时(如圆形或矩形)也适用。由于“芯柱”(斜柱3)四面均可连接斜柱，增大节点区的设计思路预期可适用于最多5根斜柱与支柱连接的情况。

图1 新型钢管混凝土斜柱转换节点

Fig.1 Inclined column transferring joint of the new-type concrete filled steel tubular

该节点的斜柱承托上部多层结构，所设计的构造方式能否使斜柱内力有效传递至支柱是这类型节点的设计关键。此外，斜柱与上部结构的楼层梁组成桁架受力体系，使斜柱主要承担轴向荷载。因此，作为初步研究，为了着重探析该新型节点传递斜柱内力的模式及其有效性，本研究忽略本层框架梁相对较小的梁端弯矩对节点受力性能的影响，进行了该节点在斜柱轴向单调加载作用下的试验，分析了破坏模式、承载力和变形、应变分布特点等力学性能。采用ABAQUS对试验进行模拟，并研究节点核心区的破坏模式，针对节点区不同位置钢板的厚度变化进行参数分析，研究影响承载力的关键参数，为工程实践提供依据。

本研究选取其中一个斜柱转换节点进行设计并研究其力学性能，实际工程模型及节点位置如图2所示。本试验按照1：6的缩尺比例，制作了一个节点试件，节点试件详图如图3所示。该节点上部连接3根矩形截面钢管混凝土斜柱，其中斜柱1至3的倾斜角度分别为15.14°、19.11°、0°，3根柱不在一个平面上；下部连接一根带内置矩形钢管(型钢)的圆形截面钢管混凝土支柱；杆件长度取其截面高度的2.5倍。如前述，忽略本楼层框架梁的梁端弯矩对节点受力性能的影响，不制作本楼层的钢梁。

图2 实际工程模型及节点位置

由图3可见，节点试件共设置4层横向加劲肋(TS1-TS4)，横向加劲肋上布置浇灌孔用以灌注自密实高强混凝土；每层横向加劲肋间设置4道纵向加劲肋(LS1-LS8)；在纵、横向加劲肋之间分段焊接环向钢板(SP1-SP3)。

试件的设计混凝土强度等级为C60，其边长为150 mm的立方体试块的抗压强度实测平均值为71.2 MPa；钢材的材料性能参数见表1，参考相关标准[16- 17]进行钢材的取样和测试。

为了进行节点试件在斜柱轴向荷载作用下的力学性能试验研究，试件平放于矩形反力架中并设计了一套自平衡体系，加载装置如图4所示。通过钢筋拉杆及平衡梁将斜柱垂直于支柱轴线的反力传至反力架，模拟实际结构中楼盖的横向支承作用。在斜柱1、斜柱2和斜柱3的端部分别布置一个轴向放置的液压千斤顶。

图5为试件的加载方案和边界条件，其中P1、P2、P3分别为施加在斜柱1、斜柱2和斜柱3的轴向荷载；斜柱2和斜柱3的截面相同，采用同一套控制系统，即P2=P3。根据实际工程中按模型相似比计算的3根斜柱的设计轴向荷载及其理论承载力，设计了两个加载阶段：阶段1，按荷载增量为1.5：1的比例加载到P1=650 kN，P2(P3)=430 kN；维持P1=650 kN不变，P2(P3)加载到500 kN；以验证节点符合工程设计要求；阶段2，按荷载增量为约2：1的比例加载到P1=2 730 kN，P2(P3)=1 550 kN；斜柱1破坏后，维持P1=2 730 kN不变，P2(P3)加载至破坏。

图3 试件构造示意图(单位：mm)

表1 钢材材料性能

Table 1 Material properties of steel

材料规格/mm材质fy /MPafu /MPaEs /GPaSP、LS、TS5Q235314437.8206型钢、斜柱6Q235315497.3206无缝钢管417×8Q345380569.3206

本试验测试了钢管柱(X、Y)、横向(TS)及纵向加劲肋(LS)、外包钢板(SP)的应变数据，应变片布置如图6所示，其中Y表示外钢管；X表示内置型钢；1—1、2—2分别表示测点所在截面，见图3；Y—1—1(Y—2—2)、X—1—1(X—2—2)的应变片沿着纵向布置；SP1、SP2、SP3的应变片沿着环向布置。此外，设置8个位移计，测量加载端、支柱顶部和底部截面的变形数据，位移计布置如图7所示。

2 试验结果及分析

2.1 试验过程及现象

试件的破坏现象主要为斜柱钢管压曲外鼓，破坏形态如图8所示。当P1和P2(=P3)分别达到2 330 kN和1 320 kN时，3根斜柱上的测点#118、#131 和#140处应变分别进入塑性阶段。P1增加至2 730 kN，P2(P3)为1 550 kN时，斜柱1的钢管发生明显的局部屈曲，停止加载，为P1max。维持P1为2 730 kN不变，P2(P3)增加至2 530 kN时，千斤顶达到额定加载量，此时斜柱2和3的钢管上可见轻微的局部屈曲，停止增加P2(P3)，为P2max。P2max与斜柱二截面的理论承载力[18]2 550 kN接近。在不包含本层框架梁的情况下试件的破坏发生于斜柱，表明该节点满足“强节点、强支柱”的设计要求。

2.2 荷载-应变曲线

图9示出了试件节点区部分应变测点的荷载比-应变曲线，其中纵坐标为荷载比P2(=P3)/P2max或P1/P1max，测点编号和位置见图6。由于测得横向加劲肋TS1、TS3中各测点均为受拉状态，横向加劲肋TS4中各测点均为受压状态，图9(a)仅给出每层横向加劲肋中应变最大测点的荷载-应变曲线。可见，最大拉应变值为TS1(在底部)中测点#6的979×10-6；最大压应变值为TS4(在顶部)中测点#50的- 433×10-6。这反映了横向加劲肋的应力同时受斜柱竖向和横向分力的影响，其中在节点区上部的横向加劲肋受斜柱横向分力与楼盖横向支承力(平衡梁的反力)的挤压作用而以受压为主，在节点区下部的横向加劲肋则主要为节点区提供横向约束作用。由图9(b)可见，所监测的纵向加劲肋均处于受压状态：LS1(在底层)最大压应变值为- 816×10-6；LS4(在中间层)最大压应变值为- 783×10-6，LS7(在顶层)最大压应变值为-515×10-6。这表明纵向加劲肋应力沿节点的轴线方向自上而下增大。由图9(c)可见，在加载过程中，外包钢板环向应变以受拉为主：在底层的SP1最大，为530×10-6，在中间层的SP2次之，为336×10-6，在顶层的SP3测点损坏。位于节点区下部的外包钢板的环向应变更大，表明该位置的外包钢板对混凝土的约束作用更大。

图4 加载装置

(a)加载方案

(b)边界条件

图6 应变片布置及部分测点编号

Fig.6 Location of the strain gauges and measuring points number

图7 位移计布置

图8 试件破坏形态

图10示出了试件斜柱及支柱部分应变测点的荷载比-应变曲线，其中纵坐标为荷载比P2(=P3)/P2max或P1/P1max，测点编号和位置见图6。由图10(a)可见，3根斜柱的纵向测点均在达到屈服应变后才达到荷载最大值，说明斜柱的材料已被充分利用；斜柱2和3上测点在达到约50%P2max时迅速增大，反映了局部屈曲现象，但从外观上看不明显。由图10(b)、(c)可见，达到荷载最大值时，除个别测点外，支柱外钢管测点的应变值远小于斜柱，说明试件的破坏集中在斜柱。这是由于支柱轴向承载力设计值大于斜柱轴向承载力的水平向合力，符合“强支柱”的设计预期。另外，支柱外钢管在斜柱轴力的竖向分量作用下处于压弯状态(如图11所示)，与斜柱1和斜柱2均成45°的测点#104、#108出现相应截面所有测点中的最大压应力值，对角处的测点#102、#106出现了较小的拉应力。由图10(d)、(e)可见，支柱的内置型钢的应变发展特点与外钢管相同，应变相对更小；除了在支柱段中部截面1—1的测点#112的应变最大值为-2 858×10-6外，其余测点均处于弹性状态。此外，从图10(b)-10(e)可见，支柱的外钢管与内置型钢在1—1截面处的最大压应变分别大于支柱的2—2截面，说明1—1截面是支柱的关键受力部位。

(a)横向加劲肋

(b)纵向加劲肋

(c)外包钢板环向

(a)斜柱1、2、3

(b)Y—1—1

(c)Y—2—2

(d)X—1—1

(e)X—2—2

Fig.10 Load-strain curves of the inclined columns and the supporting column

图11 竖向力分量示意图

Fig.11 Schematic diagram of the vertical component of forces

2.3 荷载-位移曲线

根据试验结果，Φ4和Φ5位移计的读数较小(最大值约7mm)，表明支柱顶部的横向变形小，反映了模拟楼盖横向支承作用的平衡梁发挥了作用。由于支柱支座处Φ1-Φ3位移计的读数接近0，因此近似采用Φ6、Φ7、Φ8位移计的读数分别反映试件在沿斜柱1、斜柱2和斜柱3轴线方向的变形特点，见图12中的荷载比-位移曲线，其中纵坐标为荷载比P2(=P3)/P2max或P1/P1max。可见，当斜柱1荷载达到92%P1max时(P1=2 503 kN)，位移计Φ6的读数为6 mm，随后位移增长速度加快，最终位移为31 mm，反映此阶段试件在斜柱1的轴线方向有明显的破坏情况。斜柱2和斜柱3的截面尺寸和荷载值相同，但试件在沿斜柱2的轴线方向(Φ7)的位移发展速度大于斜柱3的轴线方向(Φ8)，这是由于节点在斜柱2轴线方向有一定的横向变形分量所致。

图12 试件荷载-位移曲线

3 有限元分析

为了进一步研究节点受力机理，运用ABAQUS试验进行模拟，并研究节点核心区的破坏模式，针对节点区不同位置钢板的厚度变化进行参数分析。

3.1 有限元模型

混凝土采用塑性损伤模型，其单轴受压本构关系采用文献[19]提出的钢管约束混凝土模型。试件钢管、内置型钢、加劲肋均采用满足Von Mises屈服准则的弹性-强化模型，泊松比取0.3，屈服后切线刚度取Es′=0.01Es。模型中钢材单元采用4节点线性减缩积分壳单元S4R模拟，混凝土单元采用8节点减缩积分实体单元C3D8R模拟。由于试件的钢板宽厚比均小于65，因此计算模型中可不考虑初始缺陷和残余应力[20- 21]。

节点区外包钢板与混凝土采用绑定约束关系；由于节点区内部混凝土通过浇筑孔和气孔相连接，将加劲肋嵌入混凝土。节点区以外的钢管(斜柱和支柱)与混凝土采用法向硬接触、切向库伦摩擦模拟，界面摩擦因数为0.6[22]。荷载及位移边界条件如图13所示，其中支柱端部为铰接支座，梁端为定向支座。试验时对3根斜柱施加了轴向荷载，但考虑到数值模拟时采用位移增量加载法具有更好的收敛性，所以计算模型的加载方式为对3根斜柱加轴向位移，且由于斜柱端部Z向位移相等，设定3根斜柱的轴向位移增量比例为1/cos15.14°：1/cos19.11°：1。

图13 有限元模型中的荷载及边界条件

3.2 有限元分析结果

图14示出了试件的荷载-斜柱轴向应变曲线。可见，有限元的分析结果与试验结果比较吻合，尤其是加载初期的斜柱刚度。除斜柱1外，偏差在5%范围以内，说明计算结果与试验结果吻合良好，其中的偏差可能是由于实际情况下自平衡梁有一定的横向位移，而有限元模型对边界条件进行了简化。另一方面，斜柱1和斜柱2的截面承载力理论值[18]分别为3 120 kN和2 550 kN，与有限元模型的计算结果接近。综上，所建立的有限元模型对试件承载力的预测精度较高，可采用该模型进行后续的参数分析。

图15是模型在3根斜柱均达到极限承载力时的钢管Mises应力云图及混凝土等效塑性应变云图。可见，斜柱钢管的大部分区域均达到屈服，斜柱中部的混凝土等效塑性应变超过混凝土的极限应变；节点和支柱区域的钢材和混凝土的应力应变相对较小。这与试验中斜柱发生破坏的情况相符。

(a)斜柱1

(b)斜柱2

(c)斜柱3

图15 应力及应变云图

此时，节点区不同位置钢板的Mises应力云图见图16。节点区与斜柱的连接处由于局部承压而出现较大的应力集中，该位置的内置型钢、纵向加劲肋应力较大，甚至达到屈服(见图16(a)和16(c))。图16(a)中，内置型钢在支柱顶部下方约一倍型钢边长高度处的受压侧应力较大，这与图10(d)所示的1—1截面处应变大于2—2截面(图10(e))的情况相同。图16(b)中，横向加劲肋受环向应力为主，应力水平明显低于纵向加劲肋，表明横向加劲肋主要起约束纵向加劲肋边界的作用。图16(c)中，排除局部承压的影响，节点区的纵向加劲肋应力沿Z向自上而下增大，表明纵向加劲肋主要起传递竖向荷载的作用。图16(d)中，外包钢板参与传递竖向荷载，同时为节点区提供环向约束，其应力沿Z向自上而下增大，在节点区与支柱顶部连接处的受压侧的应力较大。综上，有限元模型节点区钢板的应变分布特点与试验结果相符(见图9、图10)。从分析结果看，节点区的传力机理为：斜柱传来的竖向荷载分量首先由纵向加劲肋、内置型钢和混凝土承担，然后是外包钢板；横向加劲肋起约束节点区内钢板及混凝土横向变形的作用，外包钢板为节点区提供环向约束；混凝土还起到扩散应力、防止加劲肋屈曲的作用。

图16 节点区钢板Mises应力云图

3.3 节点区破坏模式与参数分析

根据上述研究结果可知，在试件的设计参数下，破坏现象主要发生在斜柱，而节点区域大部分材料仍处于弹性工作状态，仅少部分进入弹塑性。为了解节点的承载力富余度，给节点区的优化设计提供依据，以下对节点区的破坏模式进行研究，并通过参数分析研究不同钢板厚度对节点区力学性能的影响程度。

以第3.1节所述计算模型为基础，对斜柱、支柱进行加强，保证节点区的破坏先于构件的破坏，由此研究节点区的破坏模式和承载力。在达到极限承载力时，节点区破坏的计算模型的钢管Mises应力云图及混凝土等效塑性应变云图见图17。可见，节点区的破坏模式为钢材基本达到屈服，节点区与支柱顶部连接处附近的受压侧混凝土塑性应变达到较大值(远大于0.003 3)。

图17 节点区应力及应变云图例

改变横向加劲肋厚度、纵向加劲肋厚度、内置型钢厚度、外包钢板厚度，分别获得节点区破坏计算模型在不同位置钢板厚度变化下的荷载-斜柱端竖向位移曲线。图18以横向加劲肋厚度为例给出该曲线，并与由斜柱破坏计算模型获得的曲线进行对比，其中荷载为支柱端部的反力；tTs为试件的横向加劲肋设计板厚。可见：①当横向加劲肋厚度在0.5tTs～1.5tTs范围内变化时，节点区破坏的峰值荷载均明显高于斜柱破坏的峰值荷载，其中试件(板厚为tTs)的节点区极限承载力和屈服荷载分别为斜柱破坏计算模型的2.10倍和1.19倍；②节点区破坏的荷载-位移曲线前期上升快，后期趋于平缓，具有很好的延性，而斜柱破坏的曲线在达到峰值点后出现明显下降的趋势；③随着横向加劲肋厚度的增大，节点区的极限承载力呈线性增长的趋势。

图18 荷载-斜柱端竖向位移曲线对比

Fig.18 Comparison of load-inclined column’s vertical displacement curves

图19对比了节点区在不同位置钢板厚度变化下的极限承载力，可见，对节点区极限承载力的影响程度依次为：外包钢板>内置型钢>横向加劲肋>纵向加劲肋，其中后面三者的影响程度接近。这可以根据计算结果从节点区钢板与混凝土的应力发展过程解释。在达到节点区的极限承载力前，首先传递竖向内力的纵向加劲肋和内置型钢的大部分区域已达到屈服，但竖向内力仍然由混凝土及外包钢板传递，直到节点区与支柱连接处附近的外包钢板达到屈服、对核心混凝土的约束减弱，受压侧混凝土达到较大应变时才达到极限承载力。因此，起传递竖向内力和约束混凝土作用的外包钢板的厚度变化对极限承载力的影响最明显，其次是同样起约束混凝土作用的内置型钢。横向加劲肋虽然不直接承担竖向内力，但起到约束节点区内钢板及混凝土横向变形的作用，所以对极限承载力的贡献不比纵向加劲肋小。