扁钢管混凝土柱——钢梁节点抗震性能研究

Steel Beam Joints—Study on Seismic Performance of Flat Concrete Filled Steel Tubular Column

摘要: 为了解决“凸柱”“露柱”问题，本文提出一种扁钢管混凝土柱-H型钢梁拼接型外环板式节点。通过ABAQUS建立6个有限元模型，在循环荷载作用下，分析此节点的破坏模式和抗震性能。结果表明：增大钢材强度可以有效的缓解节点核心的应力集中；适度增大H-钢梁的截面尺寸可提高节点的抗震性能，过度增大会导致“强梁弱柱”。

Abstract: In order to solve the problem of “convex column” and “exposed column”, this paper proposes a flat concrete-filled steel tubular column-H-shaped steel beam splicing outer ring plate joint. Six finite element models were established by ABAQUS, and the failure mode and seismic performance of the joint were analyzed under cyclic loading. The results show that increasing the strength of steel can effectively alleviate the stress concentration of the joint core. Moderately increasing the section size of the H-steel beam can improve the seismic performance of the joint, and excessive increase will lead to “strong beam and weak column”.

1. 引言

装配式钢结构建筑是指在工厂中预制好构件，然后将它们运输到现场进行组装的建筑形式。这种建筑方式相比传统的现场施工有施工效率高、力学性能优越、经济效益显著、质量可控、环保节能等优点。装配式钢结构建筑以其高效、经济、环保等优势，成为了建筑领域的研究热点，并且在实际应用中得到了广泛的推广和应用[1]。虽然钢管混凝土柱经济性和抗震性能较好，但在工程运用时通常会凸出建筑墙体并影响建筑功能。

为了解决“凸柱”“露柱”问题，国内学者提出了钢管混凝土扁柱、钢管混凝土壁柱、十字形钢管混凝土柱等，并对不同节点形式研究了其抗震性能。黄志鹏等[2]提出一种钢管混凝土扁柱与钢梁节点形式，建立了4种连接位置不同的钢管混凝土扁柱–钢梁节点的有限元模型，验证了节点可以实现梁柱刚性连接,节点是梁铰破坏，轴压比、竖向横板厚度和连接构造均对节点承载力有一定影响。黄育琪等[3]提出了一种适用于WCFT柱与钢梁连接的侧板式节点，并设计了三个侧板式节点的足尺试件进行了拟静力试验，验证了WCFT柱–钢梁连接的侧板式节点具有较理想的抗震性能，其在装配式钢结构建筑中具有广阔的应用前景。赵毅等[4]提出了一种有无侧板两种钢管混凝土柱－钢梁节点模型，验证了有侧板节点模型破坏特征符合“强节点，弱构件”的设计原则。有侧板节点较无侧板节点滞回曲线更加饱满，抗震性能明显提升。

本文提出一种扁钢管混凝土柱–H型钢梁拼接型外环板式节点。采用ABAQUS有限元软件分析此梁柱节点的抗震性能，验证此节点满足《建筑抗震设计规范》[5]的“强节点，弱构件”的设计目标，并进一步研究了钢材强度和H-钢梁的截面尺寸对节点的抗震影响。

2. 节点构造

Figure 1. Beam-column node diagram

图1. 梁柱节点图

本文提出一种扁钢管混凝土柱–H型钢梁拼接型外环板式节点，节点图见图1。此节点设计原则是针对“凸柱”“露柱”问题，做成一种拼接型外环板嵌入梁柱节点内部。做到现场施工简单，室内节省空间。端板预留孔洞与H-钢梁焊接，通过高强螺栓穿过外环板连接。满足《建筑抗震设计规范》的“强节点，弱构件”的要求，具有很好的装配性能。

3. 有限元模型建立

3.1. 模型参数

本文采用ABAQUS有限元软件对上述节点进行有限元分析，模型的变化参数是钢材强度和H-钢梁的截面尺寸，见表1。扁钢管混凝土柱长2000 mm，H-钢梁长1500 mm，混凝土强度为C40，轴压比取0.3，螺栓采用10.9级M20高强螺栓。

Table 1. Model parameters

表1. 模型参数

节点编号	钢材强度	H-钢梁截面尺寸
JD1	Q345	H300 × 150 × 6 × 8
JD2	Q235	H300 × 150 × 6 × 8
JD3	Q390	H300 × 150 × 6 × 8
JD4	Q345	H300 × 150 × 8 × 10
JD5	Q345	H300 × 150 × 8 × 12
JD6	Q345	H300 × 150 × 10 × 12

3.2. 材料本构关系

混凝土受压本构模型采用韩林海钢管混凝土柱约束混凝土本构模型[6]，混凝土受拉本构模型采用沈聚敏混凝土单轴受拉应力应变模型[7]。弹性模量$E_s=3\times {10}^4\text{ Mpa}$ ，泊松比$v=0.2$ 。

钢材采用的是Q345B，往复加载下采用三折线随动强化模型。弹性模量$E_s=2.06\times {10}^5\text{ Mpa}$ ，泊松比$v=0.28$ 。

3.3. 相互作用

有限元模型采用“Tie”绑定约束模拟实际焊接，混凝土与钢管接触部分采用“查找接触对”命令进行绑定。通用接触切向行为接触关系定义为“罚”函数，摩擦系数采取0.3，法向行为采用“硬接触”。螺栓预紧力依《钢结构设计标准》[8]取155 KN。

3.4. 边界条件和加载方案

该节点采用梁端加载方法。首先，在扁钢管混凝土柱的上下端和梁端相应的参考点上创建耦合作用，并设置相应的边界条件。在扁柱底端施加x、y、z三个方向的位移约束，以模拟扁柱端的铰支座。在扁柱顶端施加x和y方向的位移约束，同时设置z方向的轴向荷载。在梁端施加y和z方向的位移约束，但放开x方向的位移约束，以确保在实验过程中x平面上不发生偏移[4]。

在加载过程中，对柱端施加固定荷载，而对梁端采用位移加载控制方法。在试件屈服前，采用力控制，每次加载一级。试件屈服后，转为位移控制，每级加载3次，直到试件承载力下降到极限承载力的85%时停止加载[1]。

3.5. 有限元模型验证

为了验证本模型的有效性和可靠性，运用上述建模方法和本构模型，对文献[9]中的SJ1-2进行有限元验证。有限元模拟的滞回曲线和试验的滞回曲线如图2所示。

Figure 2. Comparison of experimental and simulation results

图2. 试验和模拟结果的对比图

由于ABAQUS有限元模拟软件没有考虑构件开裂，所以得到的滞回曲线相对于实验较为饱满，不够捏缩。试验的塑性铰发生在顶板与梁翼缘连接处，模拟的最大应力也是在顶板与梁翼缘连接处。验证的滞回曲线与试验滞回曲线的峰值承载力和峰值对应的位移基本吻合，屈服荷载和屈服位移的误差均在5%以内，说明了本文有限元模型建模具有合理性。

4. 有限元模拟结果与分析

4.1. 各节点破坏模式

图3为各个节点ABAQUS有限元模拟的Mises应力云图。由图中可以看出，JD1-JD5在加载过程中，应力屈服发生在外环板与H-钢梁交接处，而节点核心并未发生屈服。由此可见，JD1-JD5的破坏模式均是塑性铰先发生在钢梁上，符合《建筑抗震设计规范》“强柱弱梁、强节点弱构件”的抗震设计原则。JD6的塑性铰发生在节点核心区，扁钢管混凝土柱有明显弯曲，属于“强梁弱柱”。

Figure 3. JD1-JD6 Mises stress cloud diagram

图3. JD1-JD6 Mises应力云图

4.2. 滞回曲线与骨架曲线

各节点的骨架曲线和滞回曲线如图4，分析可得：

(1) JD1-JD6的滞回曲线都比较饱满，说明该新型节点具有良好的滞回性能。

(2) JD1-JD6均有微小的“捏缩”，捏塑现象是在循环加载过程中，H-钢梁和外环板与高强螺栓发生滑移，导致局部屈曲不能恢复出现的现象。但是各个滞回曲线整体都是呈“梭”形，说明该新型节点具备塑性变形能力。

(3) JD1-JD6的骨架曲线呈现出“S”形状，这表明该新型节点在循环荷载加载过程中首先经历弹性阶段，随后进入弹塑性阶段，并最终达到破坏阶段。

Figure 4. JD1-JD6 hysteresis curve

图4. JD1-JD6 滞回曲线

(4) 由图5可以看出，JD1-JD3的极限承载力分别为189.5 KN、134.0KN和223.1KN。随着钢材强度的增加，该节点极限承载力分别提高了41.4%和66.5%，承载能力有着大幅度的提高。由图中可以看出，随着钢材强度的提高，滞回曲线的饱满程度变化不大，说明钢材强度的提高对该新型节点的耗能能力影响较小。

Figure 5. JD1-JD3 skeleton curve

图5. JD1-JD3骨架曲线

(5) 由图6可以看出，JD1、JD4、JD5和JD6的极限承载力分别为189.5 KN、238.3 KN、262.6 KN和282.7 KN，随着H-钢梁的截面尺寸的增加，该新型节点的极限承载力分别增加了25.8%、38.6%和49.2%，增大H-钢梁的截面尺寸对该新型节点的极限承载力有大幅度的提高。

(6) 由图6可以看出随着H-钢梁的截面尺寸的提高，节点的滞回曲线变得更加饱满，捏缩现象减小。说明在设计节点时可适当增加H-钢梁的截面尺寸。由图3(c)可以看出，JD4的有限元模拟的Mises应力云图可以看出，扁钢管混凝土柱的发生明显弯曲，部分屈服应力集中在节点核心区。所以H-钢梁截面尺寸过大还需要增大扁钢管的壁厚，以避免发生“强梁弱柱”。

Figure 6. JD1 and JD4-JD6 skeleton curve

图6. JD1和JD4-JD6骨架曲线

4.3. 节点延性与耗能能力

延性和耗能能力是衡量构件抗震性能的重要指标，依据JGJ101-2015《建筑抗震试验方法规程》中能量等值法[10]，计算得到个节点延性与耗能能力，如表2所示。

Table 2. ductility index and energy dissipation index of specimens

表2. 试件延性指标和耗能指标

节点编号	加载方向	屈服位移 (mm)	极限位移 (mm)	延性系数	等效粘滞阻尼系数
JD1	正向	35.2	158.4	4.5	0.48
	负向	31.9	156.3	4.9
JD2	正向	24.9	154.4	6.2	0.54
	负向	23.7	151.7	6.4
JD3	正向	41.8	158.8	3.8	0.48
	负向	40.3	157.2	3.9
JD4	正向	36.0	147.6	4.1	0.54
	负向	33.3	146.5	4.4
JD5	正向	41.9	163.4	3.9	0.44
	负向	40.0	164.0	4.1
JD6	正向	46.6	163.1	3.5	0.42
	负向	44.4	164.3	3.7

由表2可以看出，各节点的延性系数均大于3，等效粘滞阻尼系数[11]均大于0.4，说明都具备了良好的抗震性能。JD2的延性系数和等效粘滞阻尼系数最大，采用Q235钢材最为合适。随着H-钢梁的截面尺寸的增加，延性系数有所降低，这是H-钢梁的截面尺寸过大，而导致强度大于扁钢管混凝土柱的原因。但是等效粘滞阻尼系数是JD4的最大，那么选取H-钢梁的截面尺寸时，要通过试验结果合理采用，过大过小都不合适。

4.4. 刚度退化

在同一次循环往复荷载作用下，正向和反向峰值点对应荷载的绝对值之和与正向和反向峰值点对应的位移绝对值之和的比值，来表示刚度退化。可用下述公式(1)计算：

$K=\frac{\left|+F_i\right|+\left|-F_i\right|}{\left|+{\Delta }_i\right|+\left|-{\Delta }_i\right|}$ (1)

其中，+和是第i次加载时的正向和反向极限荷载，和是与+和-对应的正向和反向位移。

各节点的退化刚度K随加载级的变化曲线如图7所示，曲线的下降趋势基本一致。增大钢材的刚度可以有效缓解刚度退化的趋势，更加有利于在外环板与H-钢梁交接处产生塑性铰。H-钢梁截面尺寸的变化对对刚度退化的影响较小，初步退化显著，随加载级的增加，退化速度趋于平缓。

Figure 7. Stiffness degradation curve

图7. 刚度退化曲线

5. 结论

本文采用ABAQUS对新型拼接型外环板式梁柱节点建立6个模型，研究了钢材强度和H-钢梁截面尺寸对节点的抗震影响，得到结论如下：

(1) 本文提出的新型节点在梁端循环荷载作用下，除JD6都是先在钢梁与外环板交接处产生塑性铰，符合《建筑抗震设计规范》“强柱弱梁、强节点弱构件”的抗震设计原则。JD6的H-钢梁的截面尺寸过大，导致钢梁强度大于扁钢管混凝土柱，所以设计节点时不能一味的增大钢梁的截面尺寸。

(2) 通过JD-1-JD3的有限元模拟的Mises应力云图可以看出，增大钢材强度可以有效的缓解节点核心的应力集中。

(3) 各节点的延性系数均大于3，等效粘滞阻尼系数均大于0.4，说明此新型节点具备了良好的抗震性能。