圓鋼管混凝土K型焊接管板節(jié)點(diǎn)試驗(yàn)研究和有限元分析

高春彥，史治宇，牛麗華，李 斌

圓鋼管混凝土K型焊接管板節(jié)點(diǎn)試驗(yàn)研究和有限元分析

高春彥1,2，史治宇1，牛麗華2，李 斌2

(1.南京航空航天大學(xué)航空宇航學(xué)院，江蘇南京，210016; 2.內(nèi)蒙古科技大學(xué)土木工程學(xué)院，內(nèi)蒙古包頭，014010)

以組成K型焊接管板節(jié)點(diǎn)的塔柱徑厚比γ、腹桿與塔柱管徑比β和壁厚比τ，節(jié)點(diǎn)板厚度與腹桿壁厚比tg/ti為參數(shù)，對(duì)4個(gè)圓鋼管混凝土K型焊接管板節(jié)點(diǎn)和1個(gè)空心圓鋼管K型焊接管板節(jié)點(diǎn)進(jìn)行試驗(yàn)，研究該類型節(jié)點(diǎn)的破壞模式、承載能力以及節(jié)點(diǎn)區(qū)的受力特點(diǎn)，并采用有限元方法分析各參數(shù)對(duì)圓鋼管混凝土K型焊接管板節(jié)點(diǎn)受力性能的影響規(guī)律。研究結(jié)果表明：隨著所取參數(shù)的變化，圓鋼管混凝土K型焊接管板節(jié)點(diǎn)存在腹桿失效和節(jié)點(diǎn)板失效2種破壞模式；而空心圓鋼管K型焊接管板節(jié)點(diǎn)的破壞模式為塔柱管壁過度塑性變形失效。說明鋼管中混凝土的填充改變了節(jié)點(diǎn)的受力特點(diǎn)和破壞模式，有利于材料承載能力的充分發(fā)揮。節(jié)點(diǎn)板厚度與腹桿壁厚比tg/ti是影響圓鋼管混凝土K型焊接管板節(jié)點(diǎn)破壞模式和極限承載力的關(guān)鍵因素。在實(shí)際工程中，為避免出現(xiàn)節(jié)點(diǎn)失效，tg/ti的取值宜大于2。

鋼管混凝土；管板節(jié)點(diǎn)；承載能力

鋼管結(jié)構(gòu)因其截面幾何特性好、承載力高、輕巧美觀等一系列優(yōu)越的性能，在國(guó)內(nèi)外橋梁工程、海洋平臺(tái)、桁式結(jié)構(gòu)、塔桅結(jié)構(gòu)中得到廣泛應(yīng)用[1?2]。在各種形式的鋼管結(jié)構(gòu)中，管節(jié)點(diǎn)的受力性能是制約其發(fā)展的重要因素[3?4]。在管節(jié)點(diǎn)的各種連接形式中，鋼管?板連接節(jié)點(diǎn)因其構(gòu)造簡(jiǎn)單、制作方便，應(yīng)用比較廣泛。與各次構(gòu)件以點(diǎn)的方式連接至主結(jié)構(gòu)相比，鋼管?板連接節(jié)點(diǎn)是通過節(jié)點(diǎn)板將各次構(gòu)件連接到結(jié)構(gòu)鋼管上的節(jié)點(diǎn)形式，不僅在主結(jié)構(gòu)上形成層次分明的次構(gòu)件接頭，也清楚表達(dá)了主、次構(gòu)件之間的接合邏輯[5]。為提高鋼管?板連接節(jié)點(diǎn)的強(qiáng)度，很多研究人員考慮采用加勁板改善其受力性能。李衛(wèi)青[5]以舟山與大陸聯(lián)網(wǎng)大跨越輸電塔為工程背景，對(duì)端部環(huán)形板加強(qiáng)鋼管?插板連接K型節(jié)點(diǎn)的破壞機(jī)理進(jìn)行了足尺試驗(yàn)研究，對(duì)影響節(jié)點(diǎn)極限承載力的典型參數(shù)進(jìn)行了非線性有限元分析。劉紅軍[6]對(duì)特高壓鋼管輸電塔插板連接K型節(jié)點(diǎn)進(jìn)行了試驗(yàn)研究和理論分析，得到了當(dāng)主管、環(huán)形加強(qiáng)板以及節(jié)點(diǎn)板控制破壞模式時(shí)節(jié)點(diǎn)的破壞機(jī)理、節(jié)點(diǎn)承載力的控制指標(biāo)和計(jì)算方法。當(dāng)管節(jié)點(diǎn)承載力不夠時(shí)，在主管中填充混凝土是一種有效的加強(qiáng)手段[7?10]。但到目前為止，國(guó)內(nèi)外研究人員對(duì)主管內(nèi)灌注混凝土的鋼管?板連接節(jié)點(diǎn)受力機(jī)理的研究很少，在主管內(nèi)填充混凝土后，節(jié)點(diǎn)區(qū)受力狀態(tài)的變化并不明晰，相關(guān)的試驗(yàn)和理論分析數(shù)據(jù)相當(dāng)缺乏，反映節(jié)點(diǎn)實(shí)際破壞模式和受力特點(diǎn)的極限承載力計(jì)算方法尚不明確，我國(guó)規(guī)范對(duì)于該種節(jié)點(diǎn)的設(shè)計(jì)規(guī)定仍為空白。因此，對(duì)鋼管混凝土管板連接節(jié)點(diǎn)在極限狀態(tài)下的破壞機(jī)理、節(jié)點(diǎn)的設(shè)計(jì)方法、適用性以及控制指標(biāo)進(jìn)行系統(tǒng)深入的研究具有十分重要的意義。本文作者針對(duì)圓鋼管混凝土K型焊接管板節(jié)點(diǎn)，以試驗(yàn)為背景，結(jié)合有限元分析，對(duì)節(jié)點(diǎn)的力學(xué)性能進(jìn)行研究，主要考察其在不同參數(shù)條件下的破壞機(jī)理、極限承載力、節(jié)點(diǎn)區(qū)的受力特點(diǎn)以及在主管中灌注混凝土對(duì)節(jié)點(diǎn)破壞模式和承載力的影響，研究成果可為工程設(shè)計(jì)提供依據(jù)。

1 試驗(yàn)概況

1.1 節(jié)點(diǎn)試件

共設(shè)計(jì)了5個(gè)節(jié)點(diǎn)，其中，4個(gè)圓鋼管混凝土焊接管板節(jié)點(diǎn)，1個(gè)空心圓鋼管焊接管板節(jié)點(diǎn)。設(shè)計(jì)時(shí)主要考慮的參數(shù)為塔柱徑厚比γ、腹桿與塔柱管徑比β和壁厚比τ、節(jié)點(diǎn)板厚度與腹桿壁厚比tg/ti。節(jié)點(diǎn)連接形式為腹桿末端開槽與節(jié)點(diǎn)板插接后焊接，節(jié)點(diǎn)模型構(gòu)造滿足文獻(xiàn)[11]的相關(guān)規(guī)定。結(jié)合實(shí)驗(yàn)室場(chǎng)地條件并參考文獻(xiàn)[1]確定試件的桿件長(zhǎng)度，節(jié)點(diǎn)參數(shù)見表1。試件編號(hào)根據(jù)塔柱的類型定義，S和CS分別代表塔柱是空心圓鋼管和圓鋼管混凝土。節(jié)點(diǎn)模型如圖1所示。除CS-1外，其余各節(jié)點(diǎn)試件均在節(jié)點(diǎn)板中部設(shè)置了一道加勁肋(如圖2所示)，加勁肋厚度取與節(jié)點(diǎn)板厚度相同，以確保加載過程中節(jié)點(diǎn)板不發(fā)生平面外失穩(wěn)。除此之外，各試件的幾何構(gòu)造和制作工藝均相同。

圖1 節(jié)點(diǎn)示意圖Fig.1 Schematic diagram of joint

圖2 原型照片F(xiàn)ig.2 Prototype photograph

試件的塔柱和腹桿均采用20號(hào)熱軋無縫鋼管，插板鋼材采用Q235，鋼材的力學(xué)性能指標(biāo)見表2。塔柱內(nèi)灌注C40混凝土，混凝土配合比(質(zhì)量比)：m(水泥): m(中砂):m(石子(粒徑為5～25mm，含水率為1.2%)): m(Ⅱ級(jí)粉煤灰):m(水):m(膨脹劑):m(聚羧酸減水劑)= 315:737.9:1 106.85:105:168:25.23:3.2，混凝土28 d及試驗(yàn)時(shí)的立方體試塊抗壓強(qiáng)度分別為45.7MPa和48.4 MPa，彈性模量Ec為4.02×104MPa。

采用液壓伺服作動(dòng)器對(duì)試件進(jìn)行單調(diào)靜力加載，試驗(yàn)裝置如圖3所示。試驗(yàn)時(shí)，試件保持臥位狀態(tài)，塔柱兩端通過端板采用螺栓與承力架連接，承力架用地腳螺栓固定于試驗(yàn)室地槽。腹桿端部連于液壓千斤頂上，分別按比例施加拉、壓力。試驗(yàn)時(shí)采用逐級(jí)加載方式，每級(jí)荷載增量為10 kN，約為理論計(jì)算值的10%，直到節(jié)點(diǎn)區(qū)塔柱管壁被壓陷或腹桿發(fā)生整體彎曲和局部屈曲時(shí)停止加載。

表1 節(jié)點(diǎn)試件的名義尺寸和參數(shù)Tab le 1 Sizesand parametersof joints

表2 鋼材的力學(xué)性能Table2 Mechanical behaviorof steel

圖3 試驗(yàn)裝置Fig.3 Testsetup

1.2 量測(cè)方案

量測(cè)應(yīng)變片布置如圖4所示。

1)腹桿應(yīng)變片布置：在距千斤頂300mm和節(jié)點(diǎn)板切角50mm處的H，F(xiàn)，G，I截面沿圓周每隔90°布置1片縱向應(yīng)變片，以監(jiān)測(cè)千斤頂加載是否沿腹桿軸線對(duì)中以及腹桿受力過程中的應(yīng)變變化狀況。

圖4 應(yīng)變片布置圖Fig.4 Strain gauges arrangement

2)塔柱應(yīng)變片布置：在距塔柱端板300mm處A和E截面沿圓周每隔90°布置1片縱向應(yīng)變片。在節(jié)點(diǎn)板端部塔柱的B和D截面以及腹桿與塔柱軸線交點(diǎn)C截面每隔45°各布置1片縱向和環(huán)向應(yīng)變片，以分析節(jié)點(diǎn)交匯區(qū)塔柱各截面的受力狀況以及節(jié)點(diǎn)彎矩對(duì)塔柱受力的影響。

3)節(jié)點(diǎn)區(qū)應(yīng)變花：在節(jié)點(diǎn)板周圍塔柱管壁上布置應(yīng)變花，以分析節(jié)點(diǎn)區(qū)的應(yīng)變分布規(guī)律和受力情況。圖4中編號(hào)1～9為應(yīng)變花編號(hào)。

4)位移計(jì)布置：在拉、壓腹桿端部分別布置位移計(jì)，同時(shí)在腹桿與塔柱軸線交點(diǎn)的塔柱外側(cè)布置百分表，則腹桿端部位移與百分表沿腹桿軸線位移的幾何差值可視作節(jié)點(diǎn)的相對(duì)變形，以此繪制節(jié)點(diǎn)的荷載?變形曲線。在塔柱兩端布置百分表用以測(cè)量塔柱端部的變形。在承力支座沿塔柱軸線方向布置1個(gè)百分表，以檢查支座的嵌固程度。

2 試驗(yàn)結(jié)果分析

2.1 破壞模式

試件典型的破壞模式如圖5所示。由圖5可知：試件S-1破壞時(shí)，受壓腹桿側(cè)節(jié)點(diǎn)板端部的塔柱管壁整體壓陷，導(dǎo)致圖示范圍內(nèi)塔柱管壁形成非圓截面，屬于節(jié)點(diǎn)區(qū)失效。

試件CS-1在荷載較小時(shí)發(fā)生了節(jié)點(diǎn)板平面外失穩(wěn)，屬于節(jié)點(diǎn)板失效；試件CS-2和CS-3的受壓腹桿分別發(fā)生整體彎曲和局部屈曲，屬于桿件失效。試件CS-4由于MTS加載能力的限制，最終沒有破壞，但應(yīng)變分析結(jié)果表明，試驗(yàn)結(jié)束時(shí)節(jié)點(diǎn)板周圍塔柱管壁的部分測(cè)點(diǎn)已經(jīng)達(dá)到屈服。所有試件沒有發(fā)生因焊縫連接強(qiáng)度不足而引發(fā)的破壞。

比較本次試驗(yàn)結(jié)果和文獻(xiàn)[12](試驗(yàn)試件的tg/ti=1，試件的節(jié)點(diǎn)板在受壓腹桿側(cè)發(fā)生翹曲，在受拉腹桿側(cè)發(fā)生斷裂，屬于節(jié)點(diǎn)板平面內(nèi)失效)可以發(fā)現(xiàn)，圓鋼管混凝土K型焊接管板節(jié)點(diǎn)的破壞模式主要取決于節(jié)點(diǎn)板和腹桿的強(qiáng)度比。當(dāng)材料強(qiáng)度一定時(shí)，控制該種節(jié)點(diǎn)破壞類型的主要因素是節(jié)點(diǎn)板與腹桿壁厚比tg/ti。

與空心圓鋼管K型焊接管板節(jié)點(diǎn)相比，圓鋼管混凝土K型焊接管板節(jié)點(diǎn)由于塔柱內(nèi)混凝土的填充，其徑向剛度明顯增強(qiáng)，造成與節(jié)點(diǎn)板以及腹桿的剛度明顯差異，避免了在塔柱與節(jié)點(diǎn)板交匯區(qū)域發(fā)生過度的塑性變形而失效，有利于節(jié)點(diǎn)承載能力的充分發(fā)揮。

2.2 荷載?變形關(guān)系

圖6所示為試件CS-1，CS-2，S-1和CS-4的荷載?變形曲線，其中橫坐標(biāo)正向?yàn)槭芾箺U的變形，負(fù)向?yàn)槭軌焊箺U的變形。由圖6可知：各試件的荷載?變形曲線均經(jīng)歷了彈性段和彈塑性上升段，進(jìn)入彈塑性階段后，變形的增長(zhǎng)速度大于荷載的增長(zhǎng)速度。

圖5 試件破壞模式Fig.5 Specimens failuremodes

由圖6(a)可知：與試件CS-1相比，試件CS-2彈性階段的剛度基本相同，但其承載力由325 kN增加至563 kN，提高了73%，說明對(duì)于圓鋼管混凝土K型焊接管板節(jié)點(diǎn)，從節(jié)點(diǎn)板失效到節(jié)點(diǎn)承載能力的充分發(fā)揮具有較大的安全儲(chǔ)備，因此必須通過計(jì)算或構(gòu)造措施防止節(jié)點(diǎn)板提前破壞。需要說明的是，試件CS-2在加載到450.3 kN時(shí)由于塔柱支座發(fā)生較大滑移，導(dǎo)致腹桿的相對(duì)變形曲線分別出現(xiàn)2mm和4mm的平直段。

由圖6(b)可知：試件CS-4與試件S-1相比，受壓腹桿側(cè)的極限荷載大大提高，變形減小，而受拉腹桿側(cè)的變形差異不大。分析原因是在受壓腹桿側(cè)，試件CS-4由于塔柱的徑向剛度明顯增強(qiáng)，節(jié)點(diǎn)變形取決于腹桿本身的軸向變形。而對(duì)于試件S-1，節(jié)點(diǎn)變形包括腹桿軸向變形以及塔柱沿腹桿軸向的徑向變形2部分，且后者在總變形中占相當(dāng)大的比例，因此試件CS-4的變形小于試件S-1的變形。而在受拉腹桿側(cè)，兩者的變形都取決于腹桿本身，荷載?變形曲線基本一致。

2.3 節(jié)點(diǎn)區(qū)塔柱管壁應(yīng)變強(qiáng)度?測(cè)點(diǎn)分布曲線

鑒于焊接管板節(jié)點(diǎn)交匯區(qū)域受力比較復(fù)雜，部分區(qū)域可能在荷載較低時(shí)就進(jìn)入屈服狀態(tài)。在節(jié)點(diǎn)板一側(cè)的塔柱管壁粘貼了9個(gè)應(yīng)變花(圖4中標(biāo)明)，圖7所示為各測(cè)點(diǎn)(測(cè)點(diǎn)1～9)的應(yīng)變強(qiáng)度隨腹桿端頭荷載的變化。應(yīng)變強(qiáng)度εi的表達(dá)式為[13]

圖6 試件荷載?變形曲線Fig.6 Load?deformation curvesof specimens

圖7 節(jié)點(diǎn)區(qū)塔柱管壁的應(yīng)變強(qiáng)度分布Fig.7 Strain strength distributionsof tower column wall at jointarea

式中：1ε，2ε，3ε為三向主應(yīng)變。上述公式中并不涉及材料的性質(zhì)，因此不但在彈性階段成立，在塑性階段也成立。

由圖7(a)～(d)可知：圓鋼管混凝土K型焊接管板節(jié)點(diǎn)測(cè)點(diǎn)1～9的應(yīng)變強(qiáng)度分布具有相似性，受壓腹桿側(cè)測(cè)點(diǎn)1～4的應(yīng)變強(qiáng)度明顯小于受拉腹桿側(cè)測(cè)點(diǎn)5～9的應(yīng)變強(qiáng)度；各測(cè)點(diǎn)的應(yīng)變遠(yuǎn)遠(yuǎn)沒有達(dá)到屈服，應(yīng)變強(qiáng)度在受拉腹桿與節(jié)點(diǎn)板插接焊縫端部的對(duì)應(yīng)位置(7號(hào)測(cè)點(diǎn))處最為集中[14]。試件CS-4由于施加的腹桿軸向力較大，僅測(cè)點(diǎn)4和測(cè)點(diǎn)7超過了屈服應(yīng)變，其他測(cè)點(diǎn)的應(yīng)變?nèi)院苄?。由此可知，圓鋼管混凝土K型焊接管板節(jié)點(diǎn)的應(yīng)力集中區(qū)不在節(jié)點(diǎn)板周圍的塔柱管壁上。

由圖7(e)可知：空心圓鋼管K型焊接管板節(jié)點(diǎn)S-1的應(yīng)變強(qiáng)度分布規(guī)律與圓鋼管混凝土K型焊接管板節(jié)點(diǎn)的完全不同。當(dāng)加載到350.2 kN時(shí)，節(jié)點(diǎn)板端部1號(hào)測(cè)點(diǎn)首先達(dá)到屈服；繼續(xù)加載，9號(hào)測(cè)點(diǎn)和7號(hào)測(cè)點(diǎn)依次達(dá)到屈服。當(dāng)腹桿軸向力超過500 kN以后，1號(hào)測(cè)點(diǎn)處的應(yīng)變急劇增加，與試驗(yàn)中該時(shí)刻塔柱管壁的受壓凹陷相對(duì)應(yīng)，而其他測(cè)點(diǎn)的應(yīng)變?cè)黾硬淮?。因此，空心圓鋼管K型焊接管板節(jié)點(diǎn)的應(yīng)力在節(jié)點(diǎn)板端部的塔柱截面最為集中。

2.4 節(jié)點(diǎn)區(qū)塔柱控制截面的應(yīng)變分布

為準(zhǔn)確分析這2種節(jié)點(diǎn)在交匯區(qū)域塔柱B，C，D截面(在圖4中已標(biāo)明)上的受力特點(diǎn)，對(duì)這3個(gè)截面每隔45°各測(cè)點(diǎn)的軸向和環(huán)向應(yīng)變進(jìn)行了計(jì)算。在此僅列出試件S-1和試件CS-2在不同荷載下各測(cè)點(diǎn)的軸向應(yīng)變和環(huán)向應(yīng)變計(jì)算結(jié)果，如圖8和9所示。

圖8 試件CS-2的應(yīng)變分布Fig.8 Strain distributions forspecimen CS-2

圖9 試件S-1的應(yīng)變分布Fig.9 Strain distributions forspecimen S-1

由圖8可知：試件CS-2在B，C，D截面上的應(yīng)變基本以180°為分割點(diǎn)，呈對(duì)稱分布，各測(cè)點(diǎn)處的應(yīng)變水平均較低，都沒有達(dá)到屈服。由于塔柱內(nèi)混凝土的支撐作用，環(huán)向應(yīng)變與軸向應(yīng)變相比，可以忽略。

由圖9可知：試件S-1的B，C，D截面的應(yīng)變分布規(guī)律與試件CS-2完全不同。D截面0°測(cè)點(diǎn)處的環(huán)向應(yīng)變?cè)诟箺U軸力為180.2 kN時(shí)首先達(dá)到屈服；當(dāng)加載到約340.0 kN時(shí)，D截面0°測(cè)點(diǎn)處軸向應(yīng)變和B截面0°測(cè)點(diǎn)處環(huán)向應(yīng)變也達(dá)到屈服；之后B截面和D截面0°測(cè)點(diǎn)處的應(yīng)變急劇增加，而其他測(cè)點(diǎn)處的應(yīng)變?nèi)蕴幱谙喈?dāng)?shù)偷乃剑f明在荷載增加的過程中，B截面和D截面塑性區(qū)域的擴(kuò)展范圍并不大，處于周圍彈性區(qū)域的“包圍”狀態(tài)。C截面處的應(yīng)變水平最低，說明該截面受節(jié)點(diǎn)板的“干擾”較小。

可見：空心圓鋼管K型焊接管板節(jié)點(diǎn)與圓鋼管混凝土K型焊接管板節(jié)點(diǎn)的節(jié)點(diǎn)區(qū)應(yīng)力集中部位差異很大，根本原因在于塔柱內(nèi)混凝土的填充，塔柱的徑向剛度明顯增強(qiáng)，因此應(yīng)力集中部位由節(jié)點(diǎn)板端部塔柱截面轉(zhuǎn)移至節(jié)點(diǎn)板或腹桿上。

3 非線性有限元分析

3.1 有限元模型

有限元模擬中選用ABAQUS中的四節(jié)點(diǎn)完全積分格式的殼單元S4R模擬鋼管、節(jié)點(diǎn)板；選用八節(jié)點(diǎn)縮減積分格式的三維實(shí)體單元C3D8R模擬混凝土。

鋼管和節(jié)點(diǎn)板均采用二次塑流模型，彈性模量、屈服強(qiáng)度以及泊松比取自材性試驗(yàn)，材料彈塑性的發(fā)展和單元?jiǎng)偠炔捎玫认驈?qiáng)化理論，由Von M ises屈服準(zhǔn)則及相關(guān)的流動(dòng)法則確定。采用塑性損傷模型模擬混凝土的非線性行為，塑性損傷模型中需要定義混凝土受壓和受拉本構(gòu)關(guān)系。本文采用文獻(xiàn)[14]提出的核心混凝土單軸受壓應(yīng)力?應(yīng)變關(guān)系模型，采用混凝土破壞能量準(zhǔn)則(即應(yīng)力?斷裂能關(guān)系)考慮混凝土的受拉軟化行為。鋼管與混凝土接觸面的法向接觸采用“硬”接觸，界面的切向力學(xué)行為采用庫(kù)侖摩擦模型。經(jīng)試算，界面摩擦因數(shù)取0.4。有限元模型的荷載位移邊界條件與試驗(yàn)試件保持一致。

有限元建模中未考慮焊接和加工引起的殘余應(yīng)力和變形的影響。

3.2 破壞模式和承載能力

圖10所示為試驗(yàn)試件的有限元計(jì)算破壞模式。與試驗(yàn)試件的破壞模式對(duì)比可知：有限元方法較好地模擬了塔柱鋼管壁由于過度塑性變形而失效、受壓腹桿整體彎曲和局部屈曲，兩者吻合較好。

達(dá)到承載能力極限狀態(tài)時(shí)，各試驗(yàn)試件對(duì)應(yīng)的腹桿軸力有限元計(jì)算值、試驗(yàn)值以及誤差分析結(jié)果見表3，其中，|e|=|(Nf-Ne)/Ne|×100%，式中：e為相對(duì)誤差；Nf為有限元計(jì)算值；Ne為試驗(yàn)實(shí)測(cè)值。由表3可知：試件CS-1相對(duì)誤差較大，主要是試驗(yàn)時(shí)該試件未設(shè)置加勁肋，導(dǎo)致在較低的荷載下節(jié)點(diǎn)板發(fā)生平面外失穩(wěn)。其他試件承載力的誤差均在可接受的范圍內(nèi)。

3.3 節(jié)點(diǎn)區(qū)塔柱及混凝土的應(yīng)力分布

鑒于試驗(yàn)試件測(cè)點(diǎn)數(shù)量的限制，難以完全真實(shí)反映節(jié)點(diǎn)區(qū)在荷載作用下的力學(xué)行為。圖11所示為試件S-1和試件CS-2進(jìn)入屈服后塔柱和混凝土的M ises應(yīng)力分布。

圖10 有限元計(jì)算破壞模式Fig.10 Failuremodesobtained by finite element

表3 承載能力有限元計(jì)算值與試驗(yàn)值比較Table3 Comparison of bearing capacitiesobtained from FEA and experiment

圖11 塔柱及混凝土的應(yīng)力分布Fig.11 Stressdistributionsof tower columnwalland concrete

由圖11可知：試件S-1在進(jìn)入屈服后，受壓腹桿側(cè)塔柱管壁在0°～90°，270°～360°的區(qū)域內(nèi)均進(jìn)入了塑性狀態(tài)；受拉腹桿側(cè)節(jié)點(diǎn)板周圍對(duì)稱區(qū)域內(nèi)的塔柱管壁也進(jìn)入了塑性狀態(tài)。試件CS-2由于塔柱內(nèi)混凝土的填充，節(jié)點(diǎn)區(qū)塔柱的應(yīng)力集中得以緩解。受拉腹桿側(cè)塔柱管壁的應(yīng)力在以節(jié)點(diǎn)板為中心的對(duì)稱區(qū)域內(nèi)最為集中，但其周圍仍為彈性區(qū)域且沒有進(jìn)一步擴(kuò)展。受壓腹桿側(cè)塔柱管壁的應(yīng)力很小。

試件CS-2核心混凝土的高應(yīng)力主要集中在受壓腹桿側(cè)節(jié)點(diǎn)板端部以及受拉腹桿側(cè)節(jié)點(diǎn)板左右兩側(cè)對(duì)稱的區(qū)域內(nèi)，說明在腹桿壓力和拉力作用下，核心混凝土主要通過與塔柱鋼管共同受壓以及支撐鋼管壁不發(fā)生“橢圓化”變形，直接和間接參與節(jié)點(diǎn)的受力過程。

3.4 參數(shù)分析

為了確定圓鋼管混凝土K型焊接管板節(jié)點(diǎn)的破壞模式和設(shè)計(jì)計(jì)算方法，對(duì)軸向荷載作用下節(jié)點(diǎn)的受力性能進(jìn)行了有限元參數(shù)分析。計(jì)算時(shí)弦桿和腹桿的長(zhǎng)度取與試驗(yàn)試件相同，弦桿的直徑均取為219mm，腹桿截面的幾何尺寸相同，腹桿與弦桿夾角θ1和θ2均為40°。有限元模型的邊界條件與試驗(yàn)試件的邊界條件一致。

參數(shù)分析時(shí)考慮的量綱一的參數(shù)包括γ，β，τ和 tg/ti。每個(gè)參數(shù)取3個(gè)水平，其中γ取(36.5，55，73)，β取(0.27，0.41，0.61)，τ取(0.5，0.75，1)，tg/ti取(1，1.5，2)，共設(shè)計(jì)了81個(gè)節(jié)點(diǎn)進(jìn)行了非線性有限元參數(shù)分析。

有限元分析結(jié)果可知，圓鋼管混凝土K型焊接管板節(jié)點(diǎn)共出現(xiàn)3種破壞模式：節(jié)點(diǎn)板失效、腹桿失效以及聯(lián)合破壞。tg/ti=1的試件均發(fā)生了節(jié)點(diǎn)板失效；tg/ti=2的試件均發(fā)生了腹桿失效；tg/ti=1.5的試件極個(gè)別發(fā)生了聯(lián)合破壞，絕大多數(shù)發(fā)生了腹桿失效。

圖12所示為參數(shù)γ，β，τ和tg/ti對(duì)圓鋼管混凝土K型焊接管板節(jié)點(diǎn)極限承載力的影響。由圖12(a)和(b)可知：當(dāng)γ和tg/ti不變時(shí)，隨著β和τ的增加，節(jié)點(diǎn)的承載能力均提高，但腹桿失效時(shí)節(jié)點(diǎn)承載力提高的幅度更大。當(dāng)γ，β和τ不變，隨著tg/ti的增加，節(jié)點(diǎn)的破壞類型由節(jié)點(diǎn)板失效轉(zhuǎn)為腹桿失效。

由圖12(c)和(d)可知：在節(jié)點(diǎn)板失效和腹桿失效2種情況下，當(dāng)γ，β和tg/ti不變，隨著τ的增加，因節(jié)點(diǎn)板厚度tg和腹桿壁厚ti均增加，節(jié)點(diǎn)的承載力提高。當(dāng)γ，τ和tg/ti不變，隨著β的增加，因腹桿直徑和決定節(jié)點(diǎn)板平面內(nèi)穩(wěn)定承載力的有效寬度均增加，節(jié)點(diǎn)的承載力呈上升趨勢(shì)。

由圖12(e)可知：當(dāng)β，τ不變，節(jié)點(diǎn)板失效(tg/ti=1)時(shí)，隨著γ的增加，因腹桿壁厚ti和節(jié)點(diǎn)板厚度tg均減小，因此節(jié)點(diǎn)的承載力呈下降趨勢(shì)。

圖12 各參數(shù)對(duì)節(jié)點(diǎn)極限承載力的影響Fig.12 Influence ofmain parameterson the ultimate bearing capacities

建議圓鋼管混凝土K型管板節(jié)點(diǎn)設(shè)計(jì)時(shí)應(yīng)保證節(jié)點(diǎn)板厚度與腹桿壁厚比tg/ti＞2，以避免節(jié)點(diǎn)板提前失效，而導(dǎo)致該類節(jié)點(diǎn)不能可靠地傳力。

4 結(jié)論

1)本試驗(yàn)中圓鋼管混凝土K型焊接管板節(jié)點(diǎn)發(fā)生了節(jié)點(diǎn)板失效和腹桿失效；而空心圓鋼管K型焊接管板節(jié)點(diǎn)的破壞模式為塔柱管壁過度的塑性變形失效。

2)塔柱鋼管內(nèi)填充混凝土完全改變了K型管板節(jié)點(diǎn)的破壞模式，節(jié)點(diǎn)的承載力大大提高，節(jié)點(diǎn)區(qū)應(yīng)力集中現(xiàn)象也得到緩解。

3)有限元分析得到的破壞模式、節(jié)點(diǎn)區(qū)塔柱和混凝土的應(yīng)力分布與試驗(yàn)結(jié)果具有較好的一致性，可作為參數(shù)分析的基礎(chǔ)。

4)為保證圓鋼管混凝土K型焊接管板節(jié)點(diǎn)可靠的傳力，建議在實(shí)際工程中，該類節(jié)點(diǎn)的節(jié)點(diǎn)板厚度與腹桿壁厚比tg/ti宜大于2。

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(編輯 趙俊)

Experimentalstudy and finite elementanalysisof concrete-filled circular steel tubular K-typewelded tube-gusset joints

GAOChunyan1,2,SHIZhiyu1,NIU Lihua2,LIBin2

(1.Collegeof Aerospace Engineering,Nanjing University of Aeronautics and Astronautics,Nanjing 210016,China; 2.Schoolof Civil Engineering,InnerMongolia University of Science and Technology,Baotou 014010,China)

Four concrete-filled circular steel tubular(CFCST)K-type welded tube-gusset joints and a hollow circular steel tubular(HCST)K-typewelded tube-gusset jointwere tested,and the test parameters included the diameter thickness ratioγof tow er column,diameter ratioβand thickness ratioτbetween w eb and tower column,thickness ratio tg/tibetween gusset plate and web.The failuremodes and bearing capacities of these jointsw ere investigated and com pared, and the stress characteristics of joint area were analyzed.The influences of these parameters on themechanical behavior of the CFCST jointwere studied by the finite elementmethod.The results indicate that the failure of the CFCST K-type welded tube-gusset joints occurs at the compression web and gusset plate,w hile the HCST K-type w elded tube-gusset joint finally fails because of excessive p lastic deformation of the tower column.The filling concrete in tower column changes the failuremode and stress characteristics of jointand gives full play to the bearing capacity.The tg/tiis the key factor affecting the failure mode and bearing capacity of the CFCST K-type welded tube-gusset joint.In practical engineering,in order to avoid the failure of this kind of joint connection,thesuitable tg/tishould bemore than 2.

concrete-filled steel tube;tube-gusset joint;failuremode

TU398

A

1672?7207(2017)03?0769?10

10.11817/j.issn.1672-7207.2017.03.027

2016?03?07；

2016?07?15

國(guó)家自然科學(xué)基金資助項(xiàng)目(51068021，11172131)；內(nèi)蒙古自然科學(xué)基金資助項(xiàng)目(2012MS0711)(Projects(51068021, 11172131)supported by the National Natural Science Foundation of China;Project(2012MS0711)supported by the Natural Science Foundation of Inner Mongolia)

高春彥，博士研究生，副教授，從事組合結(jié)構(gòu)和結(jié)構(gòu)抗震研究；E-mail:gao-197844@163.com