隔板貫通式全螺栓節(jié)點(diǎn)抗連續(xù)性倒塌性能數(shù)值模擬分析

第一作者秦希女，碩士生，1990年生

通信作者王偉男，博士，研究員，博士生導(dǎo)師,1977年生

郵箱: weiwang@#edu.cn

隔板貫通式全螺栓節(jié)點(diǎn)抗連續(xù)性倒塌性能數(shù)值模擬分析

秦希2，王偉1,2(1.同濟(jì)大學(xué)土木工程防災(zāi)國(guó)家重點(diǎn)實(shí)驗(yàn)室, 上海200092； 2.同濟(jì)大學(xué)建筑工程系, 上海200092)

摘要：對(duì)不同構(gòu)造的矩形鋼管柱-H形鋼梁隔板貫通式全螺栓連接節(jié)點(diǎn)進(jìn)行數(shù)值模擬分析，考察窄蓋板、較寬梯形蓋板及較寬梯形蓋板、梁下翼緣局部增大三種連接節(jié)點(diǎn)在連續(xù)性倒塌工況下的受力機(jī)理及破壞模式。結(jié)果表明，通過增大蓋板尺寸，使初始斷裂破壞位置外移至彎矩較小的外排螺栓處，可提高節(jié)點(diǎn)的承載能力。同時(shí)增大連接區(qū)域梁下翼緣寬度、蓋板寬度，可使梁下翼緣連接處螺栓孔優(yōu)先發(fā)生孔壁承壓型破壞，延緩板件開裂，利于懸鏈線作用發(fā)展，大幅提高節(jié)點(diǎn)的承載能力。

關(guān)鍵詞：連續(xù)性倒塌；隔板貫通式節(jié)點(diǎn)；螺栓連接

收稿日期：2014-03-03修改稿收到日期：2014-04-25

中圖分類號(hào):TU391文獻(xiàn)標(biāo)志碼：A

Numerical simulation for progressive collapse behavior of through diaphragm bolted beam-column joints

QINXi2,WANGWei1,2(1. State Key Laboratory for Disaster Reduction in Civil Engineering, Tongji University, Shanghai 200092, China；2. Department of Building Engineering, Tongji University, Shanghai 200092, China)

Abstract:Numerical simulation results of bolted I-beam-to-RHS column joints with through diaphragm against progressive collapse were presented. Three types of joints including narrow cover plate joints, wide cover plate joints and wide cover plate equipped with local strengthened bottom flange joints were investigated. Their load transfer mechanisms were clarified and their load-carrying capacities were evaluated. The results indicated that moving the initial position of fracture failure beyond the column by increasing the size of the cover plate can enhance the load-carrying capacity of the joints; at the same time, increasing the width of flange and cover plate in connection areas simultaneously may lead to bolt hole bearing failure, thus delaying the occurrence of cracking in plate is beneficial to the development of catenary action and obviously improving the load-carrying capacity of joints.

Key words:progressive collapse; through diaphragm joint; bolted connection

建筑結(jié)構(gòu)因突發(fā)事件作用造成初始局部破壞可能導(dǎo)致相鄰構(gòu)件或部分結(jié)構(gòu)的漸進(jìn)失效，發(fā)生連續(xù)性倒塌現(xiàn)象。結(jié)構(gòu)連續(xù)性倒塌研究歷經(jīng)發(fā)展，已從最初對(duì)結(jié)構(gòu)體系的抗連續(xù)性倒塌分析、設(shè)計(jì)擴(kuò)展至對(duì)節(jié)點(diǎn)或構(gòu)件連接在抗結(jié)構(gòu)連續(xù)性倒塌過程的性能研究[1]。建筑結(jié)構(gòu)局部豎向承重構(gòu)件失效后，剩余各部分的有效拉結(jié)可促成傳力路徑轉(zhuǎn)變實(shí)現(xiàn)不平衡荷載重新分布為阻止結(jié)構(gòu)連續(xù)性倒塌最有效方法。此時(shí)，梁柱連接節(jié)點(diǎn)性能對(duì)結(jié)構(gòu)拉結(jié)作用的發(fā)揮具有重要影響。

將節(jié)點(diǎn)性能作為主要參數(shù)研究，考察剩余結(jié)構(gòu)發(fā)揮懸鏈線效應(yīng)能力。文獻(xiàn)[2]對(duì)半剛性平端板連接梁柱節(jié)點(diǎn)進(jìn)行兩組試驗(yàn)，第一組比較螺栓直徑與端板厚度之比及螺栓排列對(duì)節(jié)點(diǎn)延性影響，第二組比較鋼材強(qiáng)度、端板與柱翼緣強(qiáng)弱關(guān)系對(duì)節(jié)點(diǎn)受力性能影響；Yang等[3-6]對(duì)7種不同構(gòu)造節(jié)點(diǎn)(腹板連接、翼緣角鋼連接、鰭板連接、TSWA連接、平端板連接、外伸端板連接)進(jìn)行試驗(yàn)與數(shù)值模擬分析，并對(duì)比連接構(gòu)造、角鋼厚度等參數(shù)表明，梁柱節(jié)點(diǎn)子結(jié)構(gòu)內(nèi)力發(fā)展過程及破壞形態(tài)與節(jié)點(diǎn)剛度相關(guān)；Lee等[7]對(duì)有翼緣加勁板的栓焊節(jié)點(diǎn)進(jìn)行平面擬靜力加載試驗(yàn)，研究梁的跨高比對(duì)模型受力性態(tài)影響；Sadek等[8-11]對(duì)“三柱二梁”普通栓焊節(jié)點(diǎn)(WUF-B)及梁截面削弱型栓焊節(jié)點(diǎn)(RBS)進(jìn)行平面內(nèi)擬靜力加載試驗(yàn)及數(shù)值模擬，考察其在中柱失效時(shí)不同破壞模式及承載能力；王偉等[12-14]選取含閉合截面柱-H形梁剛性節(jié)點(diǎn)的平面B-J-B子結(jié)構(gòu)進(jìn)行柱頂施加豎向集中荷載的靜力試驗(yàn)研究，對(duì)比不同連接構(gòu)造、不同梁跨高比的梁柱節(jié)點(diǎn)在連續(xù)性倒塌工況下性能。

以上研究表明，鋼框架結(jié)構(gòu)發(fā)生局部破壞后，由于節(jié)點(diǎn)承載力及變形能力限制，后續(xù)反應(yīng)過程中節(jié)點(diǎn)性能往往起決定性作用，而節(jié)點(diǎn)的破壞模式及抗連續(xù)性倒塌性能主要依賴于節(jié)點(diǎn)的構(gòu)造形式。本文利用ABAQUS有限元軟件，對(duì)3個(gè)不同構(gòu)造的矩形鋼管柱-H形鋼梁隔板貫通式蓋板全螺栓連接節(jié)點(diǎn)進(jìn)行數(shù)值模擬分析，考察在中柱失效情況下節(jié)點(diǎn)的受力機(jī)理、破壞模式及承載能力。

1節(jié)點(diǎn)構(gòu)造設(shè)計(jì)

圖1　梁柱節(jié)點(diǎn)原型 Fig.1 Prototype beam-column joint

圖2　模型構(gòu)造詳圖(單位：mm) Fig.2 Model construction details(dimensions in mm)

備用荷載路徑法指使主要承重構(gòu)件失效后剩余結(jié)構(gòu)通過冗余性能抵抗連續(xù)性倒塌的方法。文獻(xiàn)[15-16]通過備用荷載路徑法考察結(jié)構(gòu)發(fā)生局部構(gòu)件失效后性能，從而有效揭示出結(jié)構(gòu)發(fā)生連續(xù)性倒塌過程及控制連續(xù)性倒塌發(fā)展的關(guān)鍵環(huán)節(jié)。典型工況見圖1?？蚣軆?nèi)柱失效后，剩余結(jié)構(gòu)通過荷載重分布抵抗原由失效柱承擔(dān)的荷載。為簡(jiǎn)化分析，設(shè)反彎點(diǎn)位于梁跨中L/2處，在梁跨中插入鉸，可得 “雙半跨中柱節(jié)點(diǎn)”模型。

本文設(shè)計(jì)3個(gè)不同構(gòu)造的“雙半跨中柱”矩形鋼管柱-H形鋼梁隔板貫通式全螺栓連接節(jié)點(diǎn)。模型材料均用Q345鋼，鉸接點(diǎn)間跨度4 500 mm，柱高1 000 mm，柱截面尺寸□250×14，梁截面尺寸h100×150×6×8。方鋼管柱與隔板(厚8 mm)采用開坡口全熔透焊接連接，梁腹板用4顆10.9級(jí)M20摩擦型高強(qiáng)螺栓通過剪切板(厚6 mm)與柱連接，螺栓孔直徑22 mm。貫通的隔板作為蓋板通過4顆10.9級(jí)M24摩擦型高強(qiáng)螺栓與梁翼緣連接，螺栓孔直徑26 mm。連接處構(gòu)件接觸面噴砂后涂無機(jī)富鋅漆，摩擦面抗滑移系數(shù)0.45。隔板中間開半徑70 mm圓孔。其余參數(shù)見圖2。

2數(shù)值模擬方法

利用ABAQUS軟件建立有限元模型，材料彈性模量2.06×105MPa，泊松比0.3。材料應(yīng)力-應(yīng)變關(guān)系源于材性單調(diào)拉伸試驗(yàn)所得工程應(yīng)力-應(yīng)變曲線。

(1)

(2)

στ=σeng(1+εeng)

(3)

ετ=ln(1+εeng)

(4)

式中：Ffracture，Afracture分別為斷裂時(shí)刻對(duì)應(yīng)的荷載與試件的斷后面積。

試驗(yàn)中材性試件斷裂位置產(chǎn)生明顯頸縮現(xiàn)象，據(jù)文獻(xiàn)[8]方法，由式(1)、(2)計(jì)算斷裂點(diǎn)斷裂應(yīng)力σfracture與斷裂應(yīng)變?chǔ)舊racture。有限元模型中材料屬性應(yīng)為其真實(shí)的應(yīng)力-應(yīng)變關(guān)系，因此需將工程應(yīng)力-應(yīng)變曲線由式(3)、式(4)換算成真實(shí)應(yīng)力-應(yīng)變曲線，將其由摘引伸計(jì)前的試驗(yàn)曲線線性延伸到由σfracture、εfracture確定的斷裂點(diǎn)(σ=1 200 MPa)，并將以多折線擬合的真實(shí)應(yīng)力-應(yīng)變曲線輸入有限元材性中。設(shè)置梁、剪切板、隔板及柱平直段的材料屬性為M1，柱彎角段為M2，見表1。

大變形過程中，模型會(huì)出現(xiàn)材料斷裂現(xiàn)象，并對(duì)承載力產(chǎn)生明顯影響?！皢卧?jiǎng)h除法”為常用模擬材料斷裂方法，本文借助ABAQUS內(nèi)置的延性金屬損傷準(zhǔn)則，通過定義材料的斷裂應(yīng)變、應(yīng)力三軸性、應(yīng)變率等參數(shù)實(shí)現(xiàn)單元?jiǎng)h除。模型的梁、剪切板、隔板等部件均可能出現(xiàn)斷裂現(xiàn)象，因此，亦為板件材料設(shè)置斷裂屬性。建立螺栓、梁、剪切板、隔板間接觸關(guān)系時(shí)，由于板件接觸處可能出現(xiàn)斷裂現(xiàn)象，若采用“接觸對(duì)”算法易造成計(jì)算結(jié)果不收斂，因此選“通用接觸”算法定義部件的接觸關(guān)系。設(shè)切向接觸屬性為“庫倫摩擦”，摩擦系數(shù)取0.45，與摩擦面的抗滑移系數(shù)一致；設(shè)法向接觸屬性為“硬接觸”。

表1　材料應(yīng)力-應(yīng)變關(guān)系

有限元模型中存在的大變形、材料不連續(xù)及復(fù)雜接觸問題易致剛度矩陣奇異，而用隱式積分算法則難以收斂。因此用顯式動(dòng)態(tài)分析克服接觸對(duì)數(shù)量多、材料斷裂模擬所致不收斂問題。分析步中設(shè)置合理的加載速率、較小增量步，以減小加載過程中產(chǎn)生的慣性力。柱頂豎向位移加載時(shí)，采用平滑的“smooth step”加載曲線，使接觸能平穩(wěn)建立。該措施可保證分析過程中的動(dòng)能不超過內(nèi)能的5%～10%(準(zhǔn)靜態(tài)分析)，認(rèn)為此時(shí)分析結(jié)果與靜態(tài)分析結(jié)果相近。

利用ABAQUS軟件對(duì)3種節(jié)點(diǎn)形式據(jù)其真實(shí)尺寸建立有限元模型，所有部件均采用C3D8R實(shí)體單元，并對(duì)應(yīng)力集中及斷裂處劃分1 mm的較密網(wǎng)格。模型WC-NF全局坐標(biāo)、邊界條件及網(wǎng)格劃分見圖3，其余模型類似?！半p半跨中柱節(jié)點(diǎn)”模型兩側(cè)梁端為固定鉸支座，柱頂與柱底僅發(fā)生豎向位移。因此，有限元模型中設(shè)梁端邊界條件為鉸接，鉸支座可提供豎向反力及橫向拉結(jié)力，柱頂、柱底設(shè)為Z向滑動(dòng)約束，在柱頂實(shí)行Z向位移加載。

圖3　網(wǎng)格劃分及邊界條件 Fig.3 FE modeling and boundary condition

選文獻(xiàn)[13]中SI-WB試件為模擬對(duì)象，據(jù)數(shù)值模擬方法建立有限元模型，有限元分析與試驗(yàn)的柱頂豎向荷載-位移曲線及破壞對(duì)比見圖 4、圖5。由兩圖看出，有限元分析結(jié)果與試驗(yàn)結(jié)果存在一定差異，可能有限元模型所設(shè)材料應(yīng)力-應(yīng)變本構(gòu)關(guān)系未考慮試件材料的各種缺陷所致，但有限元分析結(jié)果仍能反映梁柱子結(jié)構(gòu)在豎向大變形下的主要受力特征。因此，數(shù)值模擬方法對(duì)節(jié)點(diǎn)的抗連續(xù)性倒塌性能模擬分析具有良好的適用性。

圖4　SI-WB柱頂荷載位移曲線 Fig.4 Load-displacement curves of SI-WB

圖5　SI-WB破壞現(xiàn)象 Fig.5 Failure mode of SI-WB

3數(shù)值模擬結(jié)果與討論

3.1豎向荷載-位移曲線與破壞模式

數(shù)值模擬結(jié)果對(duì)比分析以NC-NF模型為基準(zhǔn)，由于該模型梁端上下翼緣螺栓孔削弱了梁截面面積(圖2)，因此，以偏離中軸線210 mm處截面作為該荷載工況下最不利截面，該截面達(dá)到全截面塑性受彎承載力(Mp=188 kN·m)時(shí)，對(duì)應(yīng)的梁柱子結(jié)構(gòu)柱頂荷載理論值為Fp=184 kN(Fp將用于荷載的無量綱化計(jì)算)。3模型中柱豎向荷載-位移曲線見圖6，其中位移、荷載分別除以半跨長(zhǎng)L/2(2 250 mm)及Fp獲得θ(梁弦轉(zhuǎn)角)以及F/Fp獲得無量綱表述，曲線展示了模型在柱頂豎向位移逐漸增大過程中的受力全過程。各模型在梁弦轉(zhuǎn)角θ達(dá)到0.2 rad時(shí)的破壞模式見圖7。

由兩圖看出，NC-NF模型在初始階段，豎向荷載隨柱頂豎向位移線性增長(zhǎng)，與WC-NF、WC-WF模型受力狀態(tài)一致；柱頂豎向位移達(dá)到23 mm(θ=0.01 rad)時(shí)剛度明顯降低，3模型的荷載-位移曲線出現(xiàn)分叉；柱頂豎向位移達(dá)到141 mm(A點(diǎn)，θ=0.063 rad)時(shí)梁下翼緣連接處蓋板開裂，荷載由192 kN(1.04Fp)迅速下降89%；此后節(jié)點(diǎn)子結(jié)構(gòu)依靠梁上翼緣及腹板處連接抵抗柱頂荷載，荷載逐漸回升并超過斷裂前峰值, 剪切板螺栓孔由下至上逐次開裂；柱頂豎向位移達(dá)到428 mm(B點(diǎn)，θ=0.19 rad)時(shí)荷載達(dá)到最大值268 kN(1.46 Fp)并開始下降；柱頂豎向位移增大至459 mm(θ=0.2 rad)后開裂發(fā)展至上部蓋板，荷載迅速下降，模型破壞喪失承載力。

WC-NF模型在初始階段，豎向荷載隨柱頂豎向位移線性增長(zhǎng)；柱頂豎向位移達(dá)到23 mm(θ=0.01 rad)時(shí)剛度明顯降低，與梁上翼緣連接的蓋板局部明顯屈曲；柱頂豎向位移達(dá)到206 mm(C點(diǎn)，θ=0.091 rad)時(shí)梁下翼緣在外排螺栓孔處斷裂，荷載由291 kN(1.58 Fp)迅速下降47%；隨柱頂豎向位移增大，破壞向上發(fā)展，梁腹板由下向上開裂，蓋板的屈曲現(xiàn)象逐漸消失，荷載回升并超過斷裂前峰值；柱頂豎向位移增大至397 mm(D點(diǎn)，θ=0.176 rad)時(shí)荷載達(dá)最大值348 kN(1.89Fp)，之后梁腹板裂縫向內(nèi)延伸至螺栓孔，荷載迅速降低。WC-NF模型初始斷裂破壞對(duì)應(yīng)柱頂豎向位移、荷載較NC-NF模型分別提高36%、34%，后期荷載最大值高23%。

WC-WF模型在初始階段，豎向荷載隨位移線性增長(zhǎng)；柱頂豎向位移達(dá)到26 mm(θ=0.012 rad)時(shí)剛度明顯降低；之后荷載穩(wěn)步上升，梁下翼緣與蓋板連接處螺栓孔因承壓破壞而不斷伸長(zhǎng)；柱頂豎向位移達(dá)到352 mm(θ=0.156 rad)時(shí)梁下翼緣外排螺栓孔開裂，荷載達(dá)最大值627 kN(3.41Fp)，之后開裂由下翼緣迅速擴(kuò)展至梁腹板螺栓孔，荷載迅速降低。WC-NF模型發(fā)生初始斷裂破壞對(duì)應(yīng)的柱頂豎向位移、荷載較NC-NF 模型分別提高69%、63%，荷載最大值高57%，WC-WF模型柱頂荷載-位移曲線只有一個(gè)峰值。

加載過程中模型彎矩與軸力共同作用，梁下翼緣及蓋板主要傳遞拉力，而連接二者的螺栓受剪力作用，梁下翼緣、蓋板分別在內(nèi)、外排螺栓處受力最大，模型破壞模式主要取決于各部件的承載力及受力大小，3模型均在最不利位置發(fā)生初始破壞：NC-NF模型用150 mm寬蓋板，內(nèi)排螺栓處內(nèi)力較大而凈截面面積較小，與梁下翼緣連接的蓋板在此截面受拉開裂；WC-NF模型用較寬的梯形蓋板，截面承載能力相應(yīng)提高，使危險(xiǎn)截面外移至梁凈截面面積最小的外排螺栓處；WC-WF模型用較寬的梯形蓋板，并局部增大梁下翼緣寬度，梁下翼緣外排螺栓處成為薄弱部位。

結(jié)果表明，NC-NF及WC-NF模型在梁下翼緣與蓋板連接處失效后可通過剩余截面?zhèn)髁?，使?jié)點(diǎn)子結(jié)構(gòu)承載力恢復(fù)，并超過前期荷載峰值。通過增大蓋板尺寸，使初始斷裂破壞位置外移，可提高模型的承載能力；同時(shí)增大蓋板尺寸及連接區(qū)域梁下翼緣寬度，可顯著提高模型承載能力。

圖6　柱頂豎向荷載-位移曲線 Fig.6 Vetical load-displacement curve

圖7　破壞模式(θ=0.2 rad) Fig.7 Failure modes

3模型變形形態(tài)類似， WC-NF模型變形形態(tài)見圖8，圖中曲線展現(xiàn)了中柱豎向位移作用下模型變形全過程：柱頂豎向位移較小時(shí)形狀呈二次拋物線，以彎曲變形為主；隨柱頂豎向位移增大，鉸支座與中柱間梁段逐漸呈直線，此時(shí)梁段以受軸向拉力為主，可見，豎向抗力機(jī)制已由抗彎作用轉(zhuǎn)為懸鏈線作用。

圖8　模型WC-NF變形形態(tài) Fig.8 Deflection profiles of WC-NF

3.2梁截面應(yīng)力發(fā)展與分布

螺栓連接區(qū)域外側(cè)梁截面(距中軸線350 mm)即截面1見圖9。其中圖9(b)為NC-NF、WC-NF模型截面，圖9(c)為WC-WF模型截面。

圖9　截面1示意圖 Fig.9 Schematic view of cross-section 1

各模型在該截面的應(yīng)力隨梁柱頂豎向位移發(fā)展曲線及對(duì)應(yīng)不同弦轉(zhuǎn)角的應(yīng)力分布見圖10(θ=0.01 rad、

θ=0.05 rad、θ=0.1 rad、θ=0.15 rad、θ=0.2 rad)。由圖10看出，模型在初始受力階段(0～0.01 rad)，梁上翼緣受壓下翼緣受拉，中和軸與形心軸基本重合，截面拉壓應(yīng)力線性、對(duì)稱發(fā)展，此階段模型主要通過抗彎作用提供抗力。隨柱頂豎向位移增大中和軸由形心軸向上偏移，截面受力由純彎狀態(tài)轉(zhuǎn)為拉彎狀態(tài)。梁下翼緣與蓋板傳力失效后，位于梁下翼緣的Ⅳ點(diǎn)拉應(yīng)力迅速降低，位于腹板下部的Ⅲ點(diǎn)拉應(yīng)力隨梁下翼緣回縮也有所降低。變形較大時(shí)，分別位于梁上翼緣及腹板上部Ⅰ、Ⅱ點(diǎn)壓應(yīng)力隨梁伸長(zhǎng)不斷減小，并逐漸轉(zhuǎn)為拉應(yīng)力，截面1轉(zhuǎn)為受拉狀態(tài)。

圖10　截面1應(yīng)力發(fā)展與分布 Fig.10 Stress development and distribution at cross-section 1

對(duì)比3模型可知，斷裂前NC-NF模型只有梁翼緣能達(dá)屈服強(qiáng)度，WC-NF模型梁翼緣及腹板下方部分區(qū)域能達(dá)屈服強(qiáng)度，WC-WF模型只有位于形心軸上方的小部分腹板區(qū)域未達(dá)屈服強(qiáng)度?？梢?，斷裂前WC-WF模型截面1應(yīng)力值達(dá)較高水平，截面各點(diǎn)材料強(qiáng)度得到充分發(fā)揮，抗彎承載力最大。從梁翼緣(Ⅰ點(diǎn)、Ⅳ點(diǎn))屈服到模型斷裂，NC-NF模型柱只向下移動(dòng)41 mm，WC-NF模型柱向下移動(dòng)171 mm，WC-WF模型柱向下移動(dòng)312 mm，說明WC-WF模型可在較大變形范圍內(nèi)保持截面完整性，有利于截面塑性發(fā)展。另外，NC-NF及WC-NF模型Ⅰ點(diǎn)壓應(yīng)力均因斷裂而轉(zhuǎn)為拉應(yīng)力，而WC-WF模型Ⅰ點(diǎn)壓應(yīng)力在斷裂發(fā)生前已轉(zhuǎn)為拉應(yīng)力。

3.3內(nèi)力發(fā)展路徑分析

3模型截面1的彎矩及軸力隨柱頂豎向位移發(fā)展曲線見圖11，其中Mp與Np分別為梁全截面塑性抗彎承載力及軸拉屈服承載力，分別取為188 kN·m及1 641 kN，用于彎矩及軸力的無量綱化。由圖11看出，初始階段(0～0.01 rad)截面1彎矩線性增長(zhǎng)而軸力增長(zhǎng)緩慢，截面以受彎矩作用為主；之后彎矩緩慢增長(zhǎng)后基本維持不變，此時(shí)NC-NF及WC-NF模型彎矩值近似于0.82 Mp，WC-WF模型彎矩值約為1.15 Mp，軸力在此階段呈穩(wěn)定增長(zhǎng)趨勢(shì)。NC-NF及WC-NF模型發(fā)生局部斷裂后(A點(diǎn)、C點(diǎn))，承受拉力的梁下翼緣傳力路徑失效，截面主要依靠上部殘余截面受拉提供抗力，由圖10(a)(b)可知，截面拉應(yīng)力呈上大下小分布形態(tài)，故其合力矩(即截面1彎矩)持續(xù)下降并轉(zhuǎn)為負(fù)值，而軸力在有所降低后加速增長(zhǎng)，并超過前峰值，在分別達(dá)到0.52Fp及0.7Fp后保持穩(wěn)定；由圖10(c)可知，WC-WF模型截面1隨軸力迅速發(fā)展，梁上翼緣及上方腹板壓應(yīng)力逐漸轉(zhuǎn)為拉應(yīng)力，因此斷裂前其彎矩值已開始緩慢下降，在梁下翼緣斷裂后E點(diǎn))迅速下降轉(zhuǎn)為負(fù)值。斷裂產(chǎn)生時(shí)截面1軸力達(dá)最大值1.0 Fp，但由于斷裂迅速擴(kuò)展至腹板螺栓孔，有效傳力截面急劇減小，軸力下降后不再回升。

圖11　截面1彎矩及軸力發(fā)展曲線 Fig.11 Bending moment and axial force development at cross section 1

對(duì)比3模型知，WC-WF模型截面1可發(fā)展更大的彎矩、軸力。彎矩最大值約為NC-NF及WC-NF模型的1.22倍。WC-WF模型在較大變形下發(fā)生斷裂，此時(shí)截面1已由受彎為主狀態(tài)轉(zhuǎn)為受拉為主，基本達(dá)到全截面受拉屈服，截面承載力得到充分發(fā)揮。NC-NF及WC-NF模型截面1彎矩因斷裂產(chǎn)而下降，抗彎承載力嚴(yán)重削弱，截面通過發(fā)展軸力提供抗力，但由于有效傳力截面被削弱，軸力最大值遠(yuǎn)小于WC-WF模型， NC-NF及WC-NF模型截面過早斷裂限制了截面內(nèi)力的發(fā)展。

3.4豎向抗力機(jī)制分析

中柱失效后，梁柱節(jié)點(diǎn)提供的承載力可抵抗原由失效柱承擔(dān)的重力荷載。如圖12所示，節(jié)點(diǎn)中柱豎向荷載FV由截面軸力及剪力的豎向分量共同承擔(dān)，其中，軸力豎向分量之和FC源于節(jié)點(diǎn)子結(jié)構(gòu)懸鏈線作用，截面剪力豎向分量之和FF源于抗彎作用。本文提取鉸支座處A、B截面軸力，并評(píng)估兩種抗力機(jī)制提供的承載力大小，即

FC=NAsinθ+NBsinθ

(5)

FF=FV-FC

(6)

式中：FV為模型柱頂豎向荷載；FC為懸鏈線作用提供的豎向承載力；FF為抗彎作用提供的豎向承載力；NA，NB為鉸支座處梁截面軸力。

圖12　節(jié)點(diǎn)子結(jié)構(gòu)受力模型 Fig.12 Mechanical model of beam-to-column assembly

各模型彎矩作用及懸鏈線作用提供的豎向承載力隨柱頂豎向位移發(fā)展曲線見圖13，圖中展示了隨施加于柱頂豎向位移增大，主要抗力機(jī)制由抗彎作用逐漸轉(zhuǎn)為懸鏈線作用全過程。與圖10、圖11對(duì)比知，抗彎作用FF發(fā)展與截面1彎矩發(fā)展一致；懸鏈線作用FC發(fā)揮由梁截面軸力與梁弦轉(zhuǎn)角兩因素決定。加載前期，梁弦轉(zhuǎn)角值較小，F(xiàn)C發(fā)展滯后于截面1軸力發(fā)展；加載后期，梁弦轉(zhuǎn)角增大，F(xiàn)C較軸力增長(zhǎng)快，且在軸力維持不變時(shí)仍可增長(zhǎng)。

NC-NF模型開裂較早(θ=0.063 rad)，因此開裂前，其豎向承載力幾乎全由抗彎作用提供。WC-NF模型開裂前FC雖有所發(fā)展，但大部分抗力仍由FF提供。NC-NF與WC-NF模型開裂后(A點(diǎn)、C點(diǎn))，F(xiàn)F大幅降低；隨后FC迅速增長(zhǎng)，抗力機(jī)制由抗彎作用向懸鏈線作用轉(zhuǎn)化；隨截面不斷開裂， FF持續(xù)下降并轉(zhuǎn)為負(fù)值，而FC仍可增長(zhǎng)，除抵抗柱頂施加荷載外，需消解FF產(chǎn)生的負(fù)承載力，在柱頂豎向荷載分別達(dá)到428 mm(B點(diǎn)：0.19 rad)及397 mm(D點(diǎn)：0.176 rad)時(shí)，F(xiàn)C分別達(dá)最大值1.75Fp及2.12Fp。WC-WF模型開裂前FF已逐漸降低，而FC加速增長(zhǎng)，抗力機(jī)制由抗彎作用向懸鏈線作用轉(zhuǎn)化；開裂時(shí)(E點(diǎn)：0.156 rad)FC達(dá)最大值3.4Fp，之后FF與FC均降低。

圖13　彎矩作用及懸鏈線作用發(fā)展曲線 Fig.13 Resistance provided by flexural or catenary mechanism.

變形較大時(shí)模型抗力主要由懸鏈線作用提供。喪失承載力前，3模型均能達(dá)到較大變形(B點(diǎn)、D點(diǎn)、E點(diǎn))，但較NC-NF及WC-NF模型，WC-WF模型可發(fā)展更大軸力，通過懸鏈線作用提供更大豎向承載力，可見，模型承載力不僅依賴于其最終變形能力，亦依賴于截面完整狀態(tài)的變形能力。

3.5螺栓傳力及螺栓孔變形分析

NC-NF、WC-NF及WC-WF三種不同構(gòu)造的節(jié)點(diǎn)，在后續(xù)豎向大變形過程中利用懸索機(jī)制提供豎向抗力。模擬結(jié)果顯示，蓋板及梁下翼緣連接區(qū)域尺寸影響模型斷裂時(shí)的變形大小，并使節(jié)點(diǎn)子結(jié)構(gòu)承載能力產(chǎn)生分化。在此通過對(duì)斷裂位置螺栓傳力及螺栓孔變形形狀分析，探究蓋板及梁下翼緣構(gòu)造影響。3模型斷裂均從螺栓孔處開展，斷裂位置螺栓孔均產(chǎn)生橢圓化變形，見圖14。由圖14看出，螺栓孔橢圓化由兩種變形成分合成：①梁下翼緣與蓋板在加載過程中傳遞拉力，在拉力作用下部件整體被拉長(zhǎng)，螺栓孔被拉成橢圓形。若拉力持續(xù)增長(zhǎng)，凈截面面積最小截面將產(chǎn)生收

縮現(xiàn)象并發(fā)生斷裂，即受拉破壞；②部件與螺栓間通過螺栓孔承擔(dān)螺桿壓力傳力，螺桿擠壓螺栓孔會(huì)使螺栓孔伸長(zhǎng)，若變形較大，螺栓孔壁會(huì)開裂，即發(fā)生孔壁承壓型破壞。

圖14　螺栓孔變形示意圖 Fig.14 Schematic view of bolt hole deformation

螺栓剪力(即螺栓孔承擔(dān)的壓力)隨柱頂豎向位移發(fā)展曲線及蓋板或梁下翼緣開裂前螺栓孔變形形狀見圖15，圖中(d)為螺栓孔開始發(fā)展塑性至傳力失效柱向下移動(dòng)的距離。由圖15看出，NC-NF及WC-NF模型螺栓孔處截面均出現(xiàn)收縮現(xiàn)象，表明螺栓孔斷裂主

圖15　螺栓剪力發(fā)展曲線 Fig.15 Shear force development in the bolts

要由板件受拉引起。WC-WF模型開裂前相應(yīng)截面未發(fā)生明顯收縮，表明凈截面抗拉承載力大于螺栓孔抗壓承載力，螺桿擠壓為導(dǎo)致螺栓孔開裂的主要原因。因螺栓剪力與梁下翼緣(Ⅳ點(diǎn))拉應(yīng)力發(fā)展相符(圖10)，均在開裂前保持穩(wěn)定、開裂后迅速降低，穩(wěn)定階段即為塑性發(fā)展階段。d值可反映螺栓孔的塑性變形能力，對(duì)比知，WC-WF模型d值遠(yuǎn)大于NC-NF及WC-NF。通過調(diào)整蓋板尺寸、局部增大連接處梁下翼緣寬度，使螺栓孔發(fā)生孔壁承壓型破壞，可提高螺栓孔的變形能力，進(jìn)而大幅提高節(jié)點(diǎn)承載力。

4結(jié)論

通過數(shù)值模擬分析3個(gè)不同構(gòu)造的矩形鋼管柱-H形鋼梁隔板貫通式全螺栓連接節(jié)點(diǎn)在連續(xù)性倒塌工況下性能，結(jié)論如下：

(1)節(jié)點(diǎn)子結(jié)構(gòu)梁下翼緣與蓋板在螺栓傳力過程中，分別在內(nèi)、外排螺栓處受力最大；增大蓋板尺寸，使初始斷裂破壞位置移至彎矩較小的外排螺栓處，可提高節(jié)點(diǎn)的承載力。

(2)同時(shí)增大連接區(qū)域梁下翼緣寬度及蓋板寬度，使梁下翼緣連接處螺栓孔發(fā)生孔壁承壓型破壞，可提高螺栓孔變形能力、延緩模型開裂，使截面受拉承載力充分發(fā)揮，利于懸鏈線作用發(fā)展，能大幅提高節(jié)點(diǎn)承載力。

(3)建議采用寬蓋板、梁下翼緣局部增大的節(jié)點(diǎn)形式，以提高其抗連續(xù)性倒塌能力。

參考文獻(xiàn)

[1]李玲,王偉,陳以一,等. 結(jié)構(gòu)連續(xù)性倒塌工況下的梁柱節(jié)點(diǎn)研究現(xiàn)狀[C].上海:第二屆建筑結(jié)構(gòu)抗倒塌學(xué)術(shù)交流會(huì), 2012:155-161.

[2]R?lle L U K. Partial-strength and highly ductile steel and composite joints as robustness measure[C]. Proceeding of the Nordic Steel Conference,2009.

[3]Yang B, Tan K H. Different type of steel joint under catenary action part1: experimental test[C]. 6th Conference on Steel and Composite Structures, Budapest, Hungary, European Convention for Constructional Steelwork, 2011.

[4]Yang B, Tan K H. Different types of steel joints under catenary action part 2: numerical simulations[C]. 6th Conference on Steel and Composite Structures, Budapest, Hungary, European Convention for Constructional Steelwork, 2011.

[5]Yang B, Tan K H. Experimental tests of different types of bolted steel beam-column joints under a central-column-removal scenario[J].Engineering Structures,2013,54:112-130.

[6]Yang B, Tan K H. Robustness ofbolted-angle connections against progressive collapse: experimental tests of beam-column joints and development of component-based models [J]. Journal of Structural Engineering, 2013,139(9): 1498-1514.

[7]Lee C H, Kim S, Lee K. Parallel axial-flexural hinge model for nonlinear dynamic progressive collapse analysis of welded steel momentframes[J]. Journal of Structural Engineering, 2009, 136(2): 165-173.

[8]Main J A, Lew H S, Robert S D, et al. An experimental and computational study of steel moment connections under a column removalscenario [M]. US Department of Commerce, National Institute of Standards and Technology, 2010.

[9]Sadek F, Main J A, Lew H S, et al. Testing and analysis of steel and concrete beam-column assemblies under a column removal scenario[J]. Journal of Structural Engineering, 2011, 137(9): 881-892.

[10]Lew H S, Main J A, Robert S D, et al. Performance of steel moment connections under a column removal scenario. I:experiments[J]. Journal of Structural Engineering,2012, 139(1): 98-107.

[11]Sadek F, El-Tawil S, Lew H S. Robustness of composite floor systems with shear connections: modeling, simulation, andevaluation [J]. Journal of Structural Engineering, 2008, 134(11): 1717-1725.

[12]Li L, Wang W, Chen Y, et al. Experimental investigation of beam-to-tubular column moment connections under column removal scenario[J]. Journal of Constructional Steel Research, 2013, 88: 244-255.

[13]王偉,李玲,陳以一. 方鋼管柱-H形梁栓焊混合連接節(jié)點(diǎn)抗連續(xù)性倒塌性能試驗(yàn)研究[J].建筑結(jié)構(gòu)學(xué)報(bào),2014, 35(4): 57-64.

WANG Wei, LI Ling, CHEN Yi-yi. Experimental investigation on progressive collapse behavior of WUF-B connections between SHS column and H beam [J].Journal of Building Structures, 2014, 35(4):57-64.

[14]王偉,李玲,陳以一,等. 圓鋼管柱-H形梁外環(huán)板式節(jié)點(diǎn)抗連續(xù)性倒塌性能試驗(yàn)研究[J].建筑結(jié)構(gòu)學(xué)報(bào),2014,35(7):26-33.

WANG Wei, LI Ling, CHEN Yi-yi,et al. Experimental study on progressive collapse behavior of CHS column-to-H beam connections with outer-diaphragm[J]. Journal of Building Structures, 2014, 35,35(7):26-33.

[15]General services administration (GSA). Progressive collapse analysis and design guidelines for new federal office buildings and major modernization projects[S]. 2003.

[16]Department ofdefense (DoD). Design of buildings to resist progressive collapse, unified facilities criteria (UFC) 4-02303 [S]. 2009.