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方钢管混凝土柱-外环板式组合梁节点在地震损伤后的耐火性能分析

王文达 陈润亭

王文达, 陈润亭. 方钢管混凝土柱-外环板式组合梁节点在地震损伤后的耐火性能分析[J]. 工程力学, 2021, 38(3): 73-85. doi: 10.6052/j.issn.1000-4750.2020.04.0259
引用本文: 王文达, 陈润亭. 方钢管混凝土柱-外环板式组合梁节点在地震损伤后的耐火性能分析[J]. 工程力学, 2021, 38(3): 73-85. doi: 10.6052/j.issn.1000-4750.2020.04.0259
Wen-da WANG, Run-ting CHEN. ANALYSIS ON THE FIRE RESISTANCE OF SQUARE CONCRETE-FILLED STEEL TUBULAR COLUMN TO COMPOSITE BEAM WITH OUTER RING PLATE CONNECTIONS AFTER EARTHQUAKE DAMAGE[J]. Engineering Mechanics, 2021, 38(3): 73-85. doi: 10.6052/j.issn.1000-4750.2020.04.0259
Citation: Wen-da WANG, Run-ting CHEN. ANALYSIS ON THE FIRE RESISTANCE OF SQUARE CONCRETE-FILLED STEEL TUBULAR COLUMN TO COMPOSITE BEAM WITH OUTER RING PLATE CONNECTIONS AFTER EARTHQUAKE DAMAGE[J]. Engineering Mechanics, 2021, 38(3): 73-85. doi: 10.6052/j.issn.1000-4750.2020.04.0259

方钢管混凝土柱-外环板式组合梁节点在地震损伤后的耐火性能分析

doi: 10.6052/j.issn.1000-4750.2020.04.0259
基金项目: 国家自然科学基金项目(51778274);甘肃省高校协同创新团队项目(2018C-08)
详细信息
    作者简介:

    陈润亭(1993−),男,山东人,硕士,主要从事钢管混凝土柱-钢梁节点抗火研究(E-mail: cechenrt@163.com)

    通讯作者: 王文达(1976−),男,甘肃人,教授,博士,博导,主要从事钢与混凝土组合结构及结构抗火研究(E-mail: wangwd@lut.edu.cn)

ANALYSIS ON THE FIRE RESISTANCE OF SQUARE CONCRETE-FILLED STEEL TUBULAR COLUMN TO COMPOSITE BEAM WITH OUTER RING PLATE CONNECTIONS AFTER EARTHQUAKE DAMAGE

  • 摘要: 为研究方钢管混凝土柱-外环板式组合梁节点在地震损伤后的耐火性能,该文建立了有限元数值模型,并用其他研究者完成的试验数据对模型进行了验证。在此基础上分别建立了震损后组合梁节点在三种受火工况下耐火极限计算模型,分析了组合梁节点柱防火保护层在滞回加载中的脱落位置及脱落程度和三种受火工况对节点耐火极限、破坏模态的影响。结果表明:经历柱端往复荷载作用的节点随着损伤程度的不断加重,钢管应力值及变形程度明显增大;当节点在楼板以下区域受火时,随着受火时间的增长,栓钉由底部至顶部的温度梯度较明显,楼板混凝土由于栓钉的影响,温度场分布呈现波浪形;不同损伤程度及不同受火工况对节点破坏模态均影响显著,但有无考虑防火保护层脱落的节点在三种受火工况下的破坏模态均没有较大差别;在楼板以下区域受火及楼板以上区域受火两种工况下,防火层脱落对重度损伤节点的耐火极限影响显著。在楼板上下区域均受火的工况下,防火层脱落对节点的耐火极限没有显著影响。
  • 图  1  节点CFSTEFJ-1几何尺寸及构造 /mm

    Figure  1.  Geometric dimension and configuration of joint CFSTEFJ-1

    图  2  节点网格划分及滞回计算边界条件

    Figure  2.  Meshing of joint and boundary conditions of hysteretic numerical simulation

    图  3  节点CFSTEFJ-1的三种受火工况

    Figure  3.  Three fire cases of joint CFSTEFJ-1

    图  4  试验与模拟破坏形态对比

    Figure  4.  Comparison between experimental and simulated failure modes

    图  5  荷载-位移关系曲线计算结果与实测结果对比

    Figure  5.  Comparison between simulated and experimental results

    图  6  位移-耐火极限关系曲线计算结果与实测结果对比

    Figure  6.  Comparison between simulated and experimental results

    图  7  试件CWH5EF22试验与模拟破坏形态对比

    Figure  7.  Comparison between experimental and simulated failure modes

    图  8  位移-时间关系曲线计算结果与实测结果对比

    Figure  8.  Comparison between simulated and experimental results

    图  9  节点曲线图

    Figure  9.  Curve of joint

    图  10  节点在不同损伤程度下的钢管应力云图 /MPa

    Figure  10.  Stress nephograms of steel tube under different damage degrees

    图  11  节点各部件在受火工况1下的温度云图 /(℃)

    Figure  11.  Temperature nephograms of components of joint under fire condition one

    图  12  节点在受火工况1下的温度云图 /(℃)

    Figure  12.  Temperature nephograms of joint under fire condition one

    图  13  未考虑防火层脱落的节点在三种受火工况下的破坏模态

    Figure  13.  Failure modes of joints without fire layer falling off under three fire conditions

    图  14  考虑防火层脱落的节点在三种受火工况下的破坏模态

    Figure  14.  Failure modes of joints with fire layer falling off under three fire conditions

    图  15  未考虑防火层脱落的节点在三种受火工况下的位移-时间关系曲线

    Figure  15.  Displacement-time curves of the joints without fire layer falling off under three fire conditions

    图  16  节点在三种受火工况下的位移-耐火极限关系曲线对比图

    Figure  16.  Displacement-time curves of the joints under three fire conditions

    图  17  损伤程度对耐火极限的影响

    Figure  17.  Influence of damage degree on fire resistance

    表  1  试件主要参数

    Table  1.   Main parameters of specimens

    材料fy/MPafu/MPaEs/MPaμsfcu/MPaEc/MPaμc
    钢管371.4533.4220 0000.272
    钢梁289.6418.8221 0000.285
    钢筋558.6670.3204 0000.312
    螺栓9001150206 0000.300
    栓钉365462206 0000.300
    柱混凝土32.824 8000.2
    楼板混凝土23.416 2000.2
    注:fy为钢材屈服强度;fu为钢材抗拉强度;Es为钢材弹性模量;μs为钢材泊松比;fcu为混凝土立方体抗压强度;Ec为混凝土弹性模量;μc为混凝土泊松比。
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    表  2  节点损伤因子

    Table  2.   Damage factors of joint

    ΔΔ=0.5ΔyΔ=0.7ΔyΔ=1.0ΔyΔ=1.5Δy
    D0.2060.3220.5230.867
    下载: 导出CSV
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出版历程
  • 收稿日期:  2020-04-29
  • 修回日期:  2020-07-01
  • 网络出版日期:  2021-02-03
  • 刊出日期:  2021-03-25

方钢管混凝土柱-外环板式组合梁节点在地震损伤后的耐火性能分析

doi: 10.6052/j.issn.1000-4750.2020.04.0259
    基金项目:  国家自然科学基金项目(51778274);甘肃省高校协同创新团队项目(2018C-08)
    作者简介:

    陈润亭(1993−),男,山东人,硕士,主要从事钢管混凝土柱-钢梁节点抗火研究(E-mail: cechenrt@163.com)

    通讯作者: 王文达(1976−),男,甘肃人,教授,博士,博导,主要从事钢与混凝土组合结构及结构抗火研究(E-mail: wangwd@lut.edu.cn)

摘要: 为研究方钢管混凝土柱-外环板式组合梁节点在地震损伤后的耐火性能,该文建立了有限元数值模型,并用其他研究者完成的试验数据对模型进行了验证。在此基础上分别建立了震损后组合梁节点在三种受火工况下耐火极限计算模型,分析了组合梁节点柱防火保护层在滞回加载中的脱落位置及脱落程度和三种受火工况对节点耐火极限、破坏模态的影响。结果表明:经历柱端往复荷载作用的节点随着损伤程度的不断加重,钢管应力值及变形程度明显增大;当节点在楼板以下区域受火时,随着受火时间的增长,栓钉由底部至顶部的温度梯度较明显,楼板混凝土由于栓钉的影响,温度场分布呈现波浪形;不同损伤程度及不同受火工况对节点破坏模态均影响显著,但有无考虑防火保护层脱落的节点在三种受火工况下的破坏模态均没有较大差别;在楼板以下区域受火及楼板以上区域受火两种工况下,防火层脱落对重度损伤节点的耐火极限影响显著。在楼板上下区域均受火的工况下,防火层脱落对节点的耐火极限没有显著影响。

English Abstract

王文达, 陈润亭. 方钢管混凝土柱-外环板式组合梁节点在地震损伤后的耐火性能分析[J]. 工程力学, 2021, 38(3): 73-85. doi: 10.6052/j.issn.1000-4750.2020.04.0259
引用本文: 王文达, 陈润亭. 方钢管混凝土柱-外环板式组合梁节点在地震损伤后的耐火性能分析[J]. 工程力学, 2021, 38(3): 73-85. doi: 10.6052/j.issn.1000-4750.2020.04.0259
Wen-da WANG, Run-ting CHEN. ANALYSIS ON THE FIRE RESISTANCE OF SQUARE CONCRETE-FILLED STEEL TUBULAR COLUMN TO COMPOSITE BEAM WITH OUTER RING PLATE CONNECTIONS AFTER EARTHQUAKE DAMAGE[J]. Engineering Mechanics, 2021, 38(3): 73-85. doi: 10.6052/j.issn.1000-4750.2020.04.0259
Citation: Wen-da WANG, Run-ting CHEN. ANALYSIS ON THE FIRE RESISTANCE OF SQUARE CONCRETE-FILLED STEEL TUBULAR COLUMN TO COMPOSITE BEAM WITH OUTER RING PLATE CONNECTIONS AFTER EARTHQUAKE DAMAGE[J]. Engineering Mechanics, 2021, 38(3): 73-85. doi: 10.6052/j.issn.1000-4750.2020.04.0259
  • 震后火灾是人类面临最常见的次生灾害之一。根据以往国内外的震害数据,地震次生火灾造成的损失甚至比地震本身及普通火灾本身造成的损失更严重,因此结构震后耐火性能引起了结构工程师的广泛关注。目前,Zaharia等[1]对抗弯钢框架进行了震后火分析。结果表明:框架耐火极限随着地震损伤程度加大逐渐减小。Ronagh等[2]对钢筋混凝土门式框架进行了震后火灾作用下的数值模拟。结果表明:随着地震损伤程度加重,门式框架耐火极限越来越低。Song等[3]进行了两组壁厚不同的焊接工字钢梁-方钢管柱节点在不同地震损伤程度下的火灾试验。结果表明:经历严重损伤的节点耐火性能明显降低。Suwondo等[4]对遭受地震作用后的复合楼板进行了耐火性能研究。结果表明:防火绝缘材料的分层显著地减小了混凝土楼板张拉薄膜效应的发展,通过增加楼板厚度以及混凝土防火保护等级可以增强楼板的耐火性能。Talebi等[5]对钢管混凝土柱在地震后火灾作用下的性能进行了有限元分析。结果表明:在柱中间形成的地震损伤对构件耐火性能影响较大。Vitorino等[6]利用数值分析方法对震损后的钢筋混凝土框架结构进行了热分析和力学分析。结果表明:地震对钢筋混凝土框架的破坏降低了框架的耐火性能。Zhou等[7]运用有限元分析方法对有防火保护的钢框架结构在中强度地震作用下的剩余抗火能力进行了分析。热-力分析结果表明:地震后防火保护的损伤可导致结构防火性能显著降低。上述研究对象主要有钢框架、钢筋混凝土框架、钢管混凝土柱及纯钢结构节点等,对组合梁节点研究较少,尤其是考虑地震对防火保护层脱落影响的方钢管混凝土柱-外环板式组合梁节点,因此有必要对该类节点的震后耐火性能开展研究。

    本文在合理考虑地震对防火保护层脱落影响的基础上,利用ABAQUS建立了节点在不同震损程度后的耐火性能有限元模型,研究其先后经历柱端往复荷载作用和升温作用下的力学性能,分析前期损伤及三种不同受火工况对该类节点耐火性能的影响。

    • 为了与已有节点火灾试验进行类比,火灾典型算例设计参考《钢管混凝土结构技术规范》(DB50936−2014)[8]及文献[9]设计了方钢管混凝土柱-外环板式组合梁节点CFSTEFJ-1的计算模型。文献[9]设计火灾试验试件时根据炉膛大小设计了钢筋混凝土楼板尺寸,炉膛外的节点钢梁上没有楼板,如图1所示为CFSTEFJ-1节点几何尺寸及构造。节点方柱尺寸为□300 mm×300 mm×5 mm,钢梁尺寸为260 mm×120 mm×9.1 mm×9.1 mm,梁柱跨度为5600 mm×3750 mm;楼板尺寸为2400 mm×1000 mm ×100 mm,楼板内采用单排ϕ7 mm×70 mm尺寸的栓钉,栓钉间距为75 mm,楼板内双层配置直径为8 mm的钢筋,沿楼板长度方向及宽度方向的间距均为140 mm,上下层钢筋网的间距为40 mm。节点各部件的材料属性参考文献[9],具体如表1所示。

      图  1  节点CFSTEFJ-1几何尺寸及构造 /mm

      Figure 1.  Geometric dimension and configuration of joint CFSTEFJ-1

      表 1  试件主要参数

      Table 1.  Main parameters of specimens

      材料fy/MPafu/MPaEs/MPaμsfcu/MPaEc/MPaμc
      钢管371.4533.4220 0000.272
      钢梁289.6418.8221 0000.285
      钢筋558.6670.3204 0000.312
      螺栓9001150206 0000.300
      栓钉365462206 0000.300
      柱混凝土32.824 8000.2
      楼板混凝土23.416 2000.2
      注:fy为钢材屈服强度;fu为钢材抗拉强度;Es为钢材弹性模量;μs为钢材泊松比;fcu为混凝土立方体抗压强度;Ec为混凝土弹性模量;μc为混凝土泊松比。
    • 方钢管混凝土柱-外环板式组合梁节点震后耐火极限模型创建共分三个步骤:1)建立组合梁节点经历柱端循环往复荷载作用的有限元模型;2)建立组合梁节点在温度场下的有限元模型,本文温度场建模考虑滞回损伤和变形对防火保护层脱落的影响;3)运用ABAQUS中的数据传递功能,在热力学场模型中的预定义场管理器中创建3个预定义场,在预定义场1中将滞回模型算出的文件导入作为节点耐火极限计算的初始状态。在预定义场2中,设置整个节点处于室温。在预定义场3中,将温度场算得的odb文件导入,对节点进行升温。

    • 混凝土滞回计算采用ABAQUS中的塑性损伤模型,在循环往复荷载作用下的受压应力-应变关系曲线选用文献[10]建议的表达式,如下式所示:

      $$y = \left\{ { \begin{aligned} & {2 \cdot x - {x^2}},\;\qquad\;\;{x \leqslant 1}\\& {\frac{x}{{\beta \cdot {{(x - 1)}^\eta } + x}}},\;{x > 1} \end{aligned}} \right.\qquad\qquad\quad$$ (1)

      在循环往复荷载作用下的受拉应力-应变关系曲线选用文献[11]建议的表达式,如下式所示:

      $$y = \left\{ { \begin{aligned} & {1.2 \cdot x - 0.2 \cdot {x^6}},&{x \leqslant 1}\\& {\frac{x}{{0.31 \cdot \sigma _{{\rm{t}}0}^2 \cdot {{(x - 1)}^{1.7}} + x}}},&{x > 1} \end{aligned}} \right.\;$$ (2)

      损伤因子选用文献[12]给出的计算公式,见式(3)~式(4):

      $${\text{受压}}:{d_{\rm{c}}} = 1 - \frac{{({\sigma _{\rm{c}}} + 2{\sigma _{{\rm{c}}0}})}}{{{E_{\rm{c}}}(2{\sigma _{{\rm{c}}0}}/{E_{\rm{c}}} + {\varepsilon _{\rm{c}}})}},\;\;\;{d_{\rm{c}}} \geqslant 0$$ (3)
      $${\text{受拉}}:{d_{\rm{t}}} = 1 - \frac{{({\sigma _{\rm{t}}} + {\sigma _{{\rm{t}}0}})}}{{{E_{\rm{c}}}({\sigma _{{\rm{t}}0}}/{E_{\rm{c}}} + {\varepsilon _{\rm{t}}})}},\;\;\;\;{d_{\rm{t}}} \geqslant 0\;\;$$ (4)

      本文温度场计算采用文献[13]建议的钢材和混凝土热工性能表达式。混凝土的导热系数(λc)表达式、比热(Cc)表达式分别见式(5)~式(6),混凝土的容重取为:ρc=2400 kg/m3

      $${\lambda _{\rm{c}}} = \left\{ { \begin{aligned} & {1.355},&{0 {\text{℃}} < T \leqslant 293 {\text{℃}}}\\& { - 0.001241T + 1.7162},&{T \geqslant 293 {\text{℃}}\qquad\;\;\;} \end{aligned}} \right.$$ (5)
      $${\rho '_{\rm{c}}}{c'_{\rm{c}}} = \left\{ {\begin{array}{*{20}{l}} {0.95{\rho _{\rm{c}}}{c_{\rm{c}}} + 0.05{\rho _{\rm{w}}}{c_{\rm{w}}}},&{T < 100{\kern 1pt} {\text{℃}}}\\ {{\rho _{\rm{c}}}{c_{\rm{c}}}},&{T \geqslant 100 {\text{℃}}} \end{array}} \right.\quad$$ (6)

      混凝土在高温下的应力-应变关系模型选用文献[13]给出的核心混凝土高温本构模型。钢材在往复荷载作用下的应力-应变关系选用ABAQUS中的双折线随动强化模型。

      钢材的导热系数(λs)表达式、比热(Cs)表达式分别见式(7)~式(8),钢材的容重取为:ρs=7850 kg/m3

      $${\lambda _{\rm{s}}} = \left\{ { \begin{aligned} & { - 0.022T + 48},\;\;\;\;{0 {\text{℃}} \leqslant T \leqslant 900 {\text{℃}}}\\& {28.2},\;\;\;\;\;\;\;\;\;\;\;\;\;\;\;\;\;\;\;\;\;{T > 900 {\text{℃}}\qquad\;\;} \end{aligned}} \right.\qquad\quad\;\;\;$$ (7)
      $${\rho _{\rm{s}}}{c_{\rm{s}}} = \left\{ { \begin{aligned} & {(0.004T + 3.3) \times {{10}^6}},\;\;\;\;\;\;\;\;{0 {\text{℃}} }\leqslant T \leqslant 650 {\text{℃}}\\& {(0.068T - 38.3) \times {{10}^6}},\;\;\;\;\;\;{650 {\text{℃}} < T \leqslant 725 {\text{℃}}}\\& {( - 0.086T + 73.35) \times {{10}^6}},\;{725 {\text{℃}} < T \leqslant 800 {\text{℃}}}\\& {4.55 \times {{10}^6}},\;\;\;\;\;\;\;\;\;\;\;\;\;\;\;\;\;\;\;\;\;\;\;\;\;\;\;{T > 800 {\text{℃}}} \end{aligned}} \right.$$ (8)

      而高温下的应力-应变关系模型选用文献[13]提出的模型,表达式如下:

      $${\sigma _{\rm{s}}} = \left\{ { \begin{aligned} & {\frac{{f(T,0.001)}}{{0.001}}{\varepsilon _{\rm{s}}}},\qquad{{\varepsilon _{\rm{s}}} \leqslant {\varepsilon _{\rm{p}}}}\\& \frac{{f(T,0.001)}}{{0.001}}{\varepsilon _{\rm{p}}} + f[ {T,({\varepsilon _{\rm{s}}} - {\varepsilon _{\rm{p}}} + 0.001)} ] -\\& \qquad f(T,0.001),\quad{{\varepsilon _{\rm{s}}} > {\varepsilon _{\rm{p}}}} \end{aligned}} \right.$$ (9)
    • 为保证同一节点滞回模型、温度场模型、热力学场模型的网格对应以便数据的正确读入,三类模型网格划分必须一致。如图2所示为节点网格划分及滞回计算边界条件。图2(a)为组合梁节点的网格划分图,在划分网格时需要注意的是相接触部件的网格划分尽量保持一致。在滞回模型中,钢管、混凝土、螺栓、栓钉、连接板均采用缩减积分格式的八节点三维实体单元C3D8R,钢筋选用桁架单元。在各部件之间的接触中,栓钉与钢梁为绑定,栓钉与楼板为嵌入,楼板与钢梁为面面接触,钢筋与楼板为嵌入,楼板与钢管为面面接触。钢管和混凝土之间采用面面接触,钢管为主面,混凝土为从面,法向采用“Hard”接触模型,切向采用库伦摩擦模型,摩擦系数取0.6[14];螺栓与钢材以及钢材与钢材之间的界面接触也采用面面接触来实现,摩擦系数取0.45[15]图2(b)为节点滞回计算的边界条件。滞回计算共分两步:第一步在柱顶盖板中心的耦合点处施加轴向压力;第二步在柱顶的盖板处施加x方向的往复位移,模拟柱端的水平往复作用。温度场模型的单元类型均选用Heat Transfer单元,无需设置边界条件,将滞回模型中的所有面面接触改为绑定接触。热力学场模型的单元类型及接触类型与滞回模型一致,震后火计算共分两步:第一步在柱顶盖板中心的耦合点处施加轴力;第二步传递第一步的柱顶轴力并在梁端施加集中力且在预定义场中将温度场算出的ODB文件导入。

      图  2  节点网格划分及滞回计算边界条件

      Figure 2.  Meshing of joint and boundary conditions of hysteretic numerical simulation

    • 图3所示为节点的三种受火工况。图3(a)为受火工况1,即:楼板下翼缘以下区域受火;图3(b)为受火工况2,即:楼板上翼缘以上区域受火;图3(c)为受火工况3,即:楼板上翼缘以上区域及楼板下翼缘以下区域均受火。

      图  3  节点CFSTEFJ-1的三种受火工况

      Figure 3.  Three fire cases of joint CFSTEFJ-1

    • 合理定义损伤指数D是评估地震造成结构损伤的可靠依据,文献[16]基于Park-Ang提出的以超越位移和累积滞回耗能为参数的地震损伤模型,通过对试验数据的回归分析得到了适用于方钢管混凝土柱损伤因子的计算公式,由于本文是对节点柱顶施加循环往复荷载以实现地震损伤,水平荷载主要由柱承担,因此节点CFSTEFJ-1可以采用文献[16]提出的公式来近似计算损伤指数,公式如下:

      $$D = \frac{{{\delta _{\rm{m}}}}}{{{\delta _{\rm{u}}}}} + \beta \frac{{\displaystyle\int {{\rm{d}}E} }}{{{P_{\rm{y}}}{\delta _{\rm{u}}}}}$$ (10)

      式中:δm为构件在地震作用下的最大变形;δu为构件在单调加载时的极限位移;${\displaystyle\int {{\rm{d}}E} }$为构件在地震作用下的累积滞回耗能;Py为构件的屈服力;β为耗能因子,取0.042;

    • 采用上述建模方法对文献[17]中方钢管混凝土柱-钢梁外环板式框架中节点SJ-21的滞回试验进行数值模拟。节点柱截面尺寸为120 mm×3.46 mm,钢梁尺寸为160 mm×80 mm×3.53 mm×3.53 mm,梁柱跨度为1500 mm×1050 mm,轴压比为0.04。试验时在节点柱顶施加恒定的轴力,并在柱顶施加水平低周往复荷载,节点柱上、下端及左、右梁的边界条件均为铰接。试件SJ-21有限元模型与试验破坏形态对比见图4。试验实测结果与有限元计算的荷载-位移关系曲线对比见图5。如图4所示:试件SJ-21有限元模型外环板区域发生了较明显变形,梁端翼缘与腹板鼓曲(虚线圈出)明显,与试验破坏形态一致。如图5所示:有限元计算节点的前期刚度、承载力、耗能能力均与试验结果吻合较好。综合图4图5对比,验证了本文建模方法的正确性。

      图  4  试验与模拟破坏形态对比

      Figure 4.  Comparison between experimental and simulated failure modes

      图  5  荷载-位移关系曲线计算结果与实测结果对比

      Figure 5.  Comparison between simulated and experimental results

    • 采用上述建模方法对文献[9]中的方钢管混凝土柱-外环板式组合梁节点JL2的耐火试验进行有限元模拟,JL2为局部区域受火(楼板下翼缘以下区域受火)。柱截面尺寸为300 mm×5 mm,楼板尺寸为2400 mm×1000 mm×100 mm,钢梁尺寸为260 mm×120 mm×9.1 mm×9.1 mm,梁柱跨度为5600 mm×3750 mm,梁柱线刚度比为0.3,柱端火灾荷载比为0.4,梁端火灾荷载比为0.1。试验之前,用起重机将节点传送到炉内,将方钢管混凝土柱的两端安装在定向铰支座上。试验时,柱的上下端均为铰接,并在柱顶有一个恒定的轴向压力,梁端作用恒定的竖向力。实测结果与有限元计算的位移-时间关系曲线对比见图6。如图6所示:本文计算值、文献[9]计算值与试验实测值三者误差在合理范围内,验证了本文建模方法的正确性。

      图  6  位移-耐火极限关系曲线计算结果与实测结果对比

      Figure 6.  Comparison between simulated and experimental results

    • 采用上述建模方法对文献[3]中直接焊接工字钢梁-方钢管节点CWH5EF22的震后火试验进行有限元模拟。节点柱截面尺寸为200 mm×4.76 mm,钢梁尺寸为131.6 mm×203 mm×5.14 mm×6.64 mm。节点命名中“EF”代表先滞回后受火,“EF”后面的数字代表试验升温前滞回加载的圈数。柱端底部的自由度全部约束,在柱端顶部只放开轴向自由度并施加50 kN的恒定轴向力,升温试验中在梁端荷载加载点处施加恒定荷载。文献中的损伤指数由Park-Ang公式计算得到,节点CWH5EF22的损伤指数为0.05。梁端竖向位移以向下为正,在位移-时间关系曲线中t=0 s时对应的初始位移为升温前节点梁端恒载施加后的初始位移,可以看出前期滞回损伤削弱了节点刚度。试件CWH5EF22有限元模型与试验破坏形态对比见图7。试验实测结果与有限元计算的位移-时间关系曲线对比见图8。如图7所示:试件CWH5EF22有限元模型与试验破坏位置均为与钢梁上翼缘接触的钢管处发生明显的鼓曲。如图8所示:有限元计算与试验实测结果吻合较好。综合图7图8对比,验证了本文建模方法的正确性。

      图  7  试件CWH5EF22试验与模拟破坏形态对比

      Figure 7.  Comparison between experimental and simulated failure modes

      图  8  位移-时间关系曲线计算结果与实测结果对比

      Figure 8.  Comparison between simulated and experimental results

    • 图9(a)所示为节点CFSTEFJ-1在轴压比n为0.6情况下的单调曲线图,经过几何作图法计算得出:屈服位移(Δy)为34 mm,屈服荷载(Py)为90 kN,极限位移(Δu)为73.2 mm。经计算得出n=0.6时节点在不同位移时的损伤因子值如表2所示。

      表 2  节点损伤因子

      Table 2.  Damage factors of joint

      ΔΔ=0.5ΔyΔ=0.7ΔyΔ=1.0ΔyΔ=1.5Δy
      D0.2060.3220.5230.867

      图  9  节点曲线图

      Figure 9.  Curve of joint

      图9(b)为节点在n=0.6时的滞回曲线图。加载制度参考ATC-24[18],从图中可以看出节点耗能及损伤因子均随着水平加载位移的增大而增大。

    • 图10所示为轴压比为0.6时,节点在不同程度损伤情况下,加载位移沿x轴正向及负向时的钢管应力云图。由图所示:当D为0.206及0.322时,钢管应力最大值为400 MPa左右,D为0.523时,最大值增长到500 MPa左右,D为0.867时,最大值增长到550 MPa左右。根据网格划分尺寸算得钢管应力最大处及变形最大处出现在上柱部分区域(柱顶向下650 mm范围内)及下柱部分区域(钢梁下翼缘以下区域600 mm范围内)。

      图  10  节点在不同损伤程度下的钢管应力云图 /MPa

      Figure 10.  Stress nephograms of steel tube under different damage degrees

    • 本文参考《建筑设计防火规范》(GB50016−2014)[19],选取钢管混凝土柱的防火保护层厚度为10 mm,钢梁防火保护层厚度为15 mm。节点升温参照ISO-834[20-22]标准火灾升温曲线进行升温。由于对节点进行柱端往复荷载的滞回计算,因此本文温度场分析仅考虑柱的防火层是否脱落两种情况,暂不考虑梁防火层的脱落。情况1:未考虑前期滞回导致防火层脱落;情况2:参考4.3节所述两处应力最大及变形最大处,考虑这两处的保护层均匀脱落。脱落程度具体大小由损伤因子确定,当D=0时,柱的防火层厚度为10 mm;当D=0.206时,柱的防火层厚度为7.94 mm;当D=0.322时,柱的防火层厚度为6.78 mm;当D=0.523时,柱的防火层厚度为4.77 mm;当D=0.867时,柱的防火层厚度为1.33 mm。选取节点在受火工况1下的温度场分布进行分析,温度云图如图11所示。防火涂料的基本热工参数见文献[10]:密度为400 kg/m3,导热系数为0.097W/(m·K),比热为1047 J/(kg·K)。

      图  11  节点各部件在受火工况1下的温度云图 /(℃)

      Figure 11.  Temperature nephograms of components of joint under fire condition one

    • 图11所示为未考虑柱防火层脱落的节点在工况1(楼板下翼缘以下区域受火)的情况下随着升温时间的不断增长,各部件的温度云图。由图11(a)可见,受火区域柱混凝土外表面随着升温时间由20 min增长到100 min,温度由135 ℃上升到476 ℃,由于与钢梁及混凝土楼板相接触的缘故,节点核心区域柱(虚线圈出)的温度值比非核心区域柱的温度值更高;由图11(b)可见,受火区域楼板混凝土的最高温度随着升温时间由20 min增长到100 min,温度由509 ℃上升到970 ℃,且由于栓钉的影响,温度场分布呈现波浪形;由图11(c)可见,随着升温时间由20 min增长到100 min,栓钉最高温度由156 ℃上升到630 ℃,且栓钉由底部至顶部的温度梯度较明显,且靠近节点核心区域的栓钉较远处的栓钉温度更高;由图11(d)可见,钢筋最高温度由116 ℃上升到515 ℃,由于温度由下向上传递,因此上层钢筋网温度低于下层钢筋网温度。

    • 图12所示为考虑柱防火层脱落的节点在受火工况1且受火时间为30 min的情况下,达到不同损伤程度时对应的温度云图。下柱防火层脱落区域的钢管温度值随着损伤程度的不断加重越来越高,由D=0.206时的100 ℃左右上升到D=0.867时的400 ℃左右。与受火工况1相比,节点在受火工况2下的上柱柱顶防火层脱落区域及受火工况3上下柱两处防火层脱落区域温度值均随着损伤程度的不断加重明显提高。综合可见:防火保护层脱落对柱温度场的影响较大。

      图  12  节点在受火工况1下的温度云图 /(℃)

      Figure 12.  Temperature nephograms of joint under fire condition one

    • 图13所示,在柱端火灾荷载比为0.6、梁端火灾荷载比为0.6时,未考虑防火层脱落的节点分别在有无损伤及不同受火工况下达到耐火极限时的破坏模态。在节点有损情况下,选取损伤因子为0.322及0.523时进行计算。当柱端火灾荷载比为0.6时,相对于梁端荷载,柱端荷载起控制作用,因此节点破坏模态均为柱的压弯破坏。

      图  13  未考虑防火层脱落的节点在三种受火工况下的破坏模态

      Figure 13.  Failure modes of joints without fire layer falling off under three fire conditions

      图13(a)可见,在受火工况1的情况下,当无损节点达到耐火极限时为节点“十”字形核心区域柱的压弯破坏;随着损伤因子达到0.322时,节点发生下柱的压弯破坏,这是由于前期滞回作用导致下柱不断受损的缘故;当损伤因子达到0.523时,节点发生下柱弯曲的同时伴随着柱顶的鼓曲破坏,这是因为随着损伤因子不断增大,柱顶损伤程度不断加重的缘故。

      图13(b)可见,在受火工况2的情况下,由于楼板上翼缘以上区域受火的缘故,无损节点及损伤因子为0.322的节点达到耐火极限时的破坏模态均为上柱中间位置的压弯破坏;当损伤因子达到0.523时,节点柱顶发生鼓曲破坏,可见随着损伤程度的不断加重,节点柱顶在火灾作用下变得更加脆弱。

      图13(c)可见,在受火工况3的情况下,无损节点破坏模态同样为上柱压弯破坏。与无损节点在工况2下的破坏模态相比,弯曲位置有所下移,这是由于节点上下柱均受火的缘故;当损伤因子达到0.322时,节点破坏模态为柱的轻微弯曲且伴随柱顶轻微鼓曲;随着损伤因子达到0.523时,节点破坏模态为柱顶压弯破坏。可见在全局受火工况下,相比于节点下柱的损伤,柱顶损伤在温度作用下更加敏感。

      综合图13(a)~图13(c)可见,不同损伤程度及不同受火工况对节点破坏模态均影响显著。

    • 图14所示,在柱端火灾荷载比为0.6、梁端火灾荷载比为0.6时,考虑防火层脱落的节点在损伤因子为0.523及不同受火工况下达到耐火极限时的破坏模态。由图可见,当D=0.523时,节点破坏模态与未考虑防火层脱落的节点破坏模态一致。由此可见防火层脱落对节点破坏模态没有显著影响。

      图  14  考虑防火层脱落的节点在三种受火工况下的破坏模态

      Figure 14.  Failure modes of joints with fire layer falling off under three fire conditions

    • 图15所示为未考虑防火层脱落的节点在三种受火工况下,损伤程度对位移-耐火极限关系曲线的影响图。由于三种工况下的节点破坏模态均为柱子的压弯破坏,钢梁没有发生受弯破坏,因此在每种工况下,不同损伤因子对应的位移-时间关系曲线的变化趋势一致。由图15可见:三种受火工况下的轴向位移均在受火初期为正值,这是由于材料热膨胀的缘故,随着受火时间的增长,轴向位移在柱端荷载的作用下不断减小为负值,直至柱子发生压弯破坏,曲线突降;受火工况1情况下的梁端竖向位移-时间曲线在受火初期为正值,这是由于楼板下翼缘以下区域受火,钢梁受热膨胀的缘故。随着柱的压弯破坏,左梁突升,右梁突降。受火工况2及工况3情况下的梁端竖向位移在受火初期并没有发生膨胀,这是由于受火工况2情况下钢梁并没有直接受火,而在工况三情况下由于节点全局受火,楼板上下温度相抵消的缘故;在受火工况2且节点损伤因子为0.523及受火工况三且节点损伤因子为0.322及0.867时的曲线并没有发生突降或突升,这是由于在高温轴压作用下的受损柱顶发生鼓曲破坏的缘故。鉴于防火层脱落对节点破坏模态没有显著影响,因此对考虑防火层脱落的节点位移-耐火极限关系曲线不再一一讨论。

      图  15  未考虑防火层脱落的节点在三种受火工况下的位移-时间关系曲线

      Figure 15.  Displacement-time curves of the joints without fire layer falling off under three fire conditions

    • 图16所示为柱端火灾荷载比为0.6、梁端火灾荷载比为0.6、损伤因子为0.523且未考虑防火层脱落的节点在不同受火工况下的位移-耐火极限关系曲线对比图。如图16所示:由于节点在不同工况下的受火面积不同,因此节点达到破坏时的耐火极限有较大差别,工况3情况下的耐火极限最小,工况1情况下的耐火极限最大。受火工况不仅对耐火极限的大小有显著的影响,对位移-时间关系曲线的走势同样影响较大,在工况1下节点达到耐火极限时的梁端位移-时间曲线与工况2、三情况下的曲线走势相反,这是由于下柱弯曲导致左梁上翘、右梁下降而上柱弯曲导致左梁下降、右梁上翘的缘故。

      图  16  节点在三种受火工况下的位移-耐火极限关系曲线对比图

      Figure 16.  Displacement-time curves of the joints under three fire conditions

    • 图17所示为节点在不同损伤程度下的耐火极限-损伤指数曲线对比图及耐火极限折减率-损伤指数曲线对比图。由图17(a)可见:在工况1的情况下,考虑节点防火保护层脱落与未考虑相比,随着损伤指数的不断增大,耐火极限差距越来越大;在工况2的情况下,二者差距明显小于受火工况1;在工况3的情况下,未考虑脱落与考虑脱落的耐火极限几乎没有差别,可见楼板上下区域均受火时,防火层脱落对节点的耐火极限没有显著影响。由图17(b)可见:当D=0.867时,未考虑防火层脱落的节点在三种工况下对应的耐火极限折减率分别为0.588、0.317及0.220,考虑防火层脱落的节点在三种工况下对应的耐火极限折减率分别为0.283、0.169及0.201。可见在受火工况1及工况2的情况下,防火层脱落对重度损伤的节点耐火极限影响显著。综合两图可见:在三种受火工况下,是否考虑防火层脱落的节点耐火极限及耐火极限折减率均随着损伤因子的增大而逐渐减小,工况1的耐火极限整体高于工况2及工况3,工况2的耐火极限略高于工况3。

      图  17  损伤程度对耐火极限的影响

      Figure 17.  Influence of damage degree on fire resistance

    • 本文对震损后有无考虑柱防火保护层脱落的方钢管混凝土柱-外环板式组合梁节点在不同受火工况下的耐火性能进行了数值分析,初步可获得以下结论:

      (1)经历柱端往复荷载作用的节点随着损伤程度的不断加重,钢管应力最大值不断增加且变形程度明显增大。

      (2)当节点在楼板以下区域受火时,随着受火时间的增长,栓钉由底部至顶部的温度梯度较明显,楼板混凝土由于栓钉的影响,温度场分布呈现波浪形。

      (3)不同损伤程度及不同受火工况对节点破坏模态均影响显著,但有无考虑防火保护层脱落的节点在三种受火工况下的破坏模态没有较大差别。

      (4)在三种受火工况下,是否考虑防火层脱落的节点耐火极限及耐火极限折减率均随着损伤因子的增大而逐渐减小

      (5)在楼板以下区域受火及楼板以上区域受火两种受火工况下,防火层脱落对重度损伤节点的耐火极限影响显著。在楼板上下区域均受火的工况下,防火层脱落对节点的耐火极限没有显著影响。

      (6)组合梁节点在柱端滞回过程中,上柱柱顶及下柱柱顶区域损伤严重,在进行节点设计时,应对两处进行加强,以此提高节点震后耐火极限。

参考文献 (22)

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