鋼結構技術論文
中國建筑金屬結構協會
建筑鋼結構分會主辦
摘 要：通過采用有限元軟件對薄壁方鋼管梁柱加腋節點進行數值模擬，分析該節點的性能以及該節點的破壞模式。結果表明：該節點屬于半剛性節點，不能簡單的視為剛性連接或鉸接；并且加勁肋應力變化較大，設計時應具有足夠的厚度；該節點的最終破壞是由于方鋼管梁的局部屈曲，符合“強節點弱桿件”的抗震設計原則。
關鍵詞：薄壁方鋼管；加腋節點；半剛性連接；數值模擬
1前 言
薄壁輕鋼結構作為一種新型的鋼結構體系，由于薄壁輕鋼結構具有整體性好、高次超靜定的結構體系，具有多道抗震防線的優點，并且符合我國的環保、節能、節水、住宅產業化政策，將成為我國建筑發展的新趨勢[1]。在我國薄壁輕鋼結構房屋體系（圖1）當中，其輕鋼骨架梁柱構件通常采用冷彎薄壁方鋼管、矩形鋼管、C型鋼、L型鋼、槽型鋼，然而在這些截面形式當中，以方鋼管、矩形鋼管的截面形式較優越。這類截面材料繞中和軸均勻分布，使得截面具有良好的抗壓和抗彎扭承載能力以及較大的剛度[2]，從而降低結構的用鋼量。然而在這類輕鋼骨架之間通常采用直接焊接方式（圖2），采用焊接方式連接，密閉性好，板件凈截面面積不會減小，但在這種節點反復焊接過程當中，對節點部分產生很明顯的初始應力，節點脆性明顯增
圖1 輕鋼結構骨架體系（薄壁方鋼管梁柱加腋節點）
加，降低節點的延性，然而節點是構成鋼框架不可
缺少的部分，并且歷次地震，如1985年墨西哥城地震、1994年美國諾斯里齊地震、1995年日本阪神地震，大部分輕鋼建筑都以節點的破壞而導致建筑的倒塌，因此對這類輕鋼結構的節點連接應受到工程界的廣泛重視[3-4]。為此本文提出在方鋼管梁的上下翼緣增設加勁肋，以改善節點的強度和剛度。建立三維空間節點有限元模型進行分析，探討加腋后節點的性能及其破壞模式。
2.模型建立
2.1幾何模型
圖3為本文研究節點的三維視圖，其中方鋼管柱的截面尺寸為120×120×3mm，高度為1200mm，兩個方鋼管柱之間間距為600mm；方鋼管梁1、2截面尺寸為100×100×2mm，其中方鋼管梁1長度700mm，方鋼管梁2長度為480mm；加勁板尺寸為120×50×3mm，加勁肋尺寸為40×3mm。
圖2現場焊接節點（薄壁方鋼管梁柱加腋節點）
(1-方鋼管柱，2-方鋼管梁1,3-方鋼管梁2,
4-加勁板，5-加勁肋，6-方鋼管柱底板)
圖3 加腋節點三維視圖
2.2 材料模型
方鋼管梁柱的材料特性見圖5，加勁肋與梁柱所用材料相同，故取相同值。采用多線性材料模型，彈性模量E=161249.7MPa，泊松比ν=0.3。模型采用的屈服準則為Von Mises屈服準則,并且認為材料是各向同性強化的。
2.3有限元模型
采用ANSYS軟件對圖3所示的連接節點建立有限元計算模型。由于方鋼管梁柱的長度及寬度與其壁厚的比值較大，故采用每個節點具有6個自由度的殼單元shell181，該單元具有應力剛化及大變形功能，具有強大的非線性功能；增設的加勁肋采用四面體單元solid92，每個節點具有三個自由度，該單元支持塑性、蠕動、膨脹、應力鋼化、大變形和大張力；方鋼管柱上下底板采用solid45單元，并且假定其為剛性；在方鋼管梁1端部增加端板，其中線距離方鋼管柱翼緣距離為650mm，假定其為剛性。對于體單元與殼單元的公共邊界采用共用節點，建立該節點的有限元模型如圖4所示，并對節點域處的單元網格劃分加密。方鋼管柱底部為固端上部為鉸接的邊界條件。
圖4 加腋節點有限元模型（薄壁方鋼管梁柱加腋節點）
圖5材料本構
3.計算結果分析
3.1荷載位移曲線
圖6 荷載位移曲線（薄壁方鋼管梁柱加腋節點）
圖6為該節點的荷載位移曲線，該節點在開始處于彈性階段，荷載與位移呈線性增加，當荷載達到13.23kN時，節點開始屈服，對應的屈服位移為7.4mm；隨即進入屈服階段，達到節點的極限承載力為25.53kN，按全截面塑性發展，可計算其極限承載力為26.33kN，略大于有限元計算結果。該節點的彎矩轉角曲線與荷載位移曲線變化相似，同時可計算其初始轉動剛度為847.5kN•m。
根據文獻5當中連接的初始轉動剛度Ki標準定義為：
，則為剛接；
，則為鉸接； 
，則為半剛性連接；
E為鋼材彈性模量，Ib為梁截面慣性矩，Lb為梁跨度，kb=8（有支撐框架）或kb=25（無支撐框架）。
可計算得：
即屬于半剛性連接。
當以連接的受彎承載力為標準定義：該節點的塑性彎矩為 
；粱端的塑性轉角： 
。其中取 
，
，可得其相對彎矩轉角曲線如圖7所示，可見該節點的相對彎矩轉角曲線位于半剛性連接區域類，并且與剛性連接或鉸接連接均相差較大，因此在設計時不能簡單的將該類節點視為剛接或鉸接連接。
圖7 相對彎矩轉角曲線
3.2 應力分析
圖8（彈性階段）及圖9（極限荷載作用時）為節點沿方鋼管梁1長度方向各截面的應力發展趨勢，1.0H、1.5H、2.0H、4.0H（梁形心與柱翼緣交點為坐標原點，X軸、Y軸和Z軸分別為梁寬方向、梁高方向、梁長方向，H為梁截面高度）。
從圖8（a）可以看出梁的彎曲應力大致成三角形分布，剪應力大致呈拋物線分布，并且各截面處梁腹板的剪應力大致相等，均符合經典的梁理論。Mises應力分布大致也成拋物線型分布，但隨著距離方鋼管柱表面距離的減小，其應力變化更大。
（a）正應力分布
（b）剪應力分布
（c）Misses應力分布
圖8 沿梁長度方向各截面的應力分布圖
從圖9（a）可以看出，正應力的分布與彈性節點變化相似，而剪應力與彈性階段的明顯不同，其原因主要是方鋼管梁在進入屈服階段過程中，剪應力發生了內力重分布。在X=1.0H時，腹板中部的Mises略大于其余部位，表面在繼續承受荷載作用時，該部位率先發生屈曲。
圖10為極限荷載作用下方鋼管柱的Mises應力分布，從中可以看出，方鋼管柱腹板應力大部分小于屈服應力，表明增設加勁肋能夠明顯改善在節點域柱腹板的應力，防止柱發生屈曲；圖11為加勁肋與加勁板的Mises應力分布，在加勁肋的角部產生應力集中現象，局部應力已明顯超過屈服應力，局部接近極限應力值，可見在設計時三角形加勁肋應具有足夠的厚度，以防止應力集中而被拉裂。
（a）正應力分布
（b）剪應力分布
（c）Misses應力分布
圖9 沿梁長度方向各截面的應力分布圖
圖10 方鋼管柱的Mises應力分布
圖11 三角形加勁肋的Mises應力分布
3.3破壞模式
節點在彈性工作狀態下，荷載位移曲線為基本直線段，荷載隨位移的增大而增長很快，此時連接剛度大，在節點進入屈服階段之前，加勁肋的應力較大，此處也是最早出現塑性區，隨著荷載的增加，節點整體荷載位移曲線開始彎曲。隨著荷載的增大，角鋼的塑性區不斷擴大，剛度下降，加載點位移增加較快，但此時角鋼并沒出現較明顯的屈曲。達到極限荷載后，加勁肋開始出現屈曲，不過此時節點域處方鋼管梁應力增長較快，大部分進入塑性，同時腹板出現向外鼓曲，下翼緣向內凹陷（圖12），其變形速度較加勁肋快許多，而此時方鋼管柱的應力幾乎沒變，可見該節點符合“強柱弱梁”的設計原則。
圖12節點破壞模式
4.結 論
1）通過對該節點的荷載位移曲線以及節點的初始轉動剛度大小的研究表明，該節點既不能簡化成剛性連接，更不能視為鉸接，而屬于梁柱半剛性連接；
2）在外荷載作用下，增設加勁肋能明顯改善節點域柱腹板的應力，并且節點的最終破壞模式是由于方鋼管梁的局部屈曲，符合“強節點弱桿件”的設計原則。加勁肋的應力較大，設計時應具有足夠的厚度，以滿足“強節點弱桿件”的抗震設計原則。
參考文獻
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[5] 李國強,石文龍,王靜峰.半剛性連接鋼框架結構設計[M].中國建筑工業出版社.2009:1-2.
(西南科技大學土木工程與建筑學院)
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