新型鋼結構模塊單元柱節點抗震性能分析

解 鵬，唐興榮

（蘇州科技大學 土木工程學院，江蘇 蘇州 215011）

鋼結構模塊建筑是一種高度裝配化的建筑，其預制比例可達到85%～95%，其建造程序是在工廠內制作完成模塊單元，然后運輸至施工現場，用起重設備吊裝就位，連接關鍵結構節點，所形成的一個建筑整體，而模塊單元柱的連接節點是鋼結構模塊建筑的關鍵技術。目前國內外模塊化建筑節點常用的連接形式主要有螺栓連接、預應力連接、連接件連接板連接和自鎖式連接等[1]，這些節點構造形式的模塊柱不能承受拉力，或無法承受較大的拉力，不符合我國《建筑抗震設計規范》[2]的相關要求，僅適用于層數較少（1-3 層）的低層鋼結構模塊化建筑。國內外學者結合模塊化建筑的實際工程，探索模塊單元柱的新型連接節點的構造形式，并采用試驗和有限元模擬的方法對模塊單元柱連接節點受力性能進行研究[3-8]，獲得了一些有益的研究成果，為模塊單元建筑的推廣應用提高了技術依據。為了擴展鋼結構模塊化建筑的適用范圍，需要探索新型的鋼結構模塊單元柱節點構造。本文結合鋼結構模塊化建筑的實際，提出了一種適用于中高層模塊化建筑的新型鋼結構模塊單元柱節點構造方法，并采用有限元模擬方法，以腋角、地板梁與頂板梁剛度比、梁柱強度比等為設計參數，對新型鋼結構模塊單元柱節點的抗震性能進行模擬分析，為模塊化建筑在中高層建筑應用提供技術參考。

1 新型鋼結構模塊單元柱節點研制

新型鋼結構模塊單元柱節點由上下模塊柱、模塊梁、頂端板、底端板、上下隔板、腋角、墊塊、加勁肋、上下底板、與模塊柱壁等厚的封閉鋼板組成，見圖1。其加工和安裝程序如下：

圖1 新型結構模塊單元柱節點構造（1-下模塊單元柱；2-上模塊單元柱；3-下模塊單元頂板梁；4-上模塊單元地板梁；5-節點下隔板；6-節點上隔板；7-下模塊單元柱頂端板；8-上模塊單元柱底端板；9-上下梁之間墊塊；10-腋角；11-焊接孔；12-焊接孔封閉鋼板）

（1）下模塊單元柱1 和上模塊單元柱2 的端部四周鋼管壁內側加工成45°坡口。

（2）在上、下單元柱連接部位的側面開設焊接孔，焊接孔四周鋼管壁外側加工成45°坡；為便于手工伸入孔內進行焊接，焊接孔尺寸不小于200 mm×160 mm。

（3）下模塊單元柱1 在下模塊單元頂板梁3 的下翼緣對應位置焊接下隔板5；上模塊單元柱2 在上模塊單元地板梁4 的上翼緣對應位置焊接下隔板6。

（4）通過焊接孔，下模塊單元柱1 在下模塊單元頂板梁3 的上翼緣對應位置焊接頂端板7；上模塊單元柱2 在上模塊單元地板梁4 的下翼緣對應位置焊接底端板8。

（5）分別將下模塊單元頂板梁3 與下模塊單元柱1 焊接連接，并焊接腋角10（有腋角時）；上模塊單元地——————板梁4 與上模塊單元柱2 焊接連接，并焊接腋角10（有腋角時）。

（6）下模塊單元柱1 和上模塊單元柱2 對接就位后，臨時固定位置；在上、下柱端部45°坡口處將上、下模塊單元柱三邊熔透焊接。

（7）焊接完成后，將焊接孔11 用與柱壁等強度的鋼板12 采用熔透焊接封閉，上、下模塊單元柱形成整體，形成雙梁柱框架抗側力結構；

（8）將焊接表面進行打磨和防銹處理。

2 新型鋼結構模塊單元柱節點有限元模型建立

為了研究這些新型鋼結構模塊單元柱節點的抗震性能，采用ABAQUS 有限元軟件，建立新型鋼結構模塊單元柱節點分析模型。分析模型取模塊單元雙梁柱框架邊節點模型（見圖2），分析模型的梁柱截面尺寸同足尺試驗模型，如表1 所列。

表1 新型鋼結構模塊單元柱節點試件尺寸

圖2 雙梁柱邊節點模型邊界條件

模塊單元柱、地板梁、頂板梁、腋角、隔板等均采用C3D8R 實體單元進行模擬，鋼材本構關系采用雙線性隨動強化模型，鋼材彈性模量E=2.06×105MPa，屈服后的彈性模量為初始彈性模量的0.01，泊松比為0.3。分析采用Mises 屈服準則，接觸類型均采用綁定模擬。劃分網格時需進行網格密度的校核驗證以便保證可行性和高效性。通過在節點受力復雜的地區設置較為密集的網格，在受力小或變形不大的區域劃分較粗的網格或密度較小的網格，設置兩個分析步模擬節點試件的初始邊界條件，首先，在上下模塊柱底部設立耦合點1和點2，并施加x、y 方向的位移約束和x、z 軸的轉動約束為Ux=Uy=0、θx=θz=0；在距離梁端200 mm 的地方劃分區域，并在其中央設立耦合點3，對耦合點3 設置Uy=0，形成對梁的側平面約束；然后再在耦合點3 上施加x、z 軸的轉動約束為θx=θz=0。

在第一分析步中對上柱柱頂耦合點2 施加荷載，模擬柱頂的軸壓力，在第二分析步中對耦合點3 施加位移載荷，加載制度參考美國ANSIAISC 341[9]的相關建議（見圖3），加載過程以層間位移角控制，層間位移角是梁端位移與作用點到柱中心距離之比，加載時在梁端施加位移。加載歷程可為0.375%rad、0.5%rad、0.75%rad，每級循環6 次，1%rad 循環4 次，然后剩下的加載級別循環2 次，加載等到荷載降至峰值荷載的85%或試件破壞時，停止加載。

圖3 有限元模型加載制度

3 有限元模型可行性驗證

選取文獻[10]提出的新型方鋼管柱-槽型鋼梁模塊化內插件式節點中JD1-JD3 共三個試件進行有限元建模，通過有限元數值模擬結果和試驗數據進行對比，以此證明建模方法的可行性。表2 給出了各試件有限元模擬主要結果。圖4 給出了各試件彎矩-轉角曲線的有限元模擬曲線和試驗曲線的比較，圖5 給出了試件JD3 的破壞模型比較。

表2 各試件有限元模擬主要結果

圖4 各試件彎矩-轉角有限元模擬曲線與試驗曲線比較

圖5 試件的Mises 應力云圖

由圖4 可知，有限元模擬得到的彎矩-轉角曲線與試驗得到相應曲線的吻合較好，且有限元模擬的破壞形態與試件的破壞形態也基本符合。由表2 可見，三個試件極限彎矩模擬值與試驗值比值的平均值為1.05，均方差為0.01；節點初始剛度的模擬值與試驗值比值的平均值為1.08，均方差為0.01。有限元模型可以較好地預測內插件節點的極限彎矩和初始剛度。因此，本文建立的有限元模型可以用來分析新型模塊單元柱節點的受力性能。

4 新型鋼結構模塊單元柱節點抗震性能分析

為研究新型鋼結構模塊單元柱節點抗震性能，以有無腋角、地板梁與頂板梁剛度比、梁柱強度比和框架梁的形式為參數，進行7 個新型鋼結構模塊單元柱節點有限元模型分析，各分析模型的尺寸及參數見表3。

表3 節點有限元模型尺寸及參數

4.1 腋角對新型模塊單元柱節點抗震性能影響

其它條件相同，試件QS1 不設置腋角，而試件QS2 設置腋角。圖5 給出了這兩個試件的Mises 應力云圖。由圖5 可知，試件QS1 應力峰值主要發生在梁柱連接的焊縫位置，而試件QS2 則在腋角與柱連接的區域，兩個節點試件的雙梁上下翼緣在靠近節點核心區附近發生屈曲的現象，節點的破壞形態都是雙梁端部發生屈服，且梁端形成塑性鉸。

圖6 與圖7 分別給出了各試件彎矩-轉角滯回曲線、骨架曲線比較。表4 為加載位移角δ/L=1/6 時，各試件有限元模擬主要結果（屈服特征值根據骨架線采用通用屈服彎矩法確定；極限特征值取δ/L=1/6 時對應的彎矩值）。由此可見，各試件的彎矩-轉角滯回曲線飽滿，且試件QS2 的彎矩-轉角滯回曲線所包圍的面積比試件QS1 要大，說明節點試件具有較好的耗能能力。QS2 位移延性系數（μ=13.50）要比QS1 的位移延性系數（μ=12.34）大，這表明設置腋角可提高雙梁柱節點的延性和耗能能力。QS2 的初始剛度為24 941 kN·m/rad，試件QS1 初始剛度為22 580 kN·m/rad，可見設置腋角能增大節點的初始轉動剛度。

表4 各試件有限元模擬主要結果

圖6 有無腋角系列滯回曲線

圖7 有無腋角系列骨架曲線

4.2 地板梁與頂板梁剛度比對節點抗震性能影響

保持地板梁和頂板梁截面面積之和不變的原則，調整雙梁的各自高度實現雙梁線剛度比的變化，試件QS2（Ib1/Ib2=1）、試件QS3 和試件QS4（Ib1/Ib2＞1），圖8 給出了各試件的Mises 應力云圖。

圖8 各試件的Mises 應力云圖

由圖8 可見，試件QS2（Ib1/Ib2=1）的節點應力峰值小于試件QS3（Ib1/Ib2=3.2）、試件QS4（Ib1/Ib2=12.3）的應力峰值，且應力峰值主要發生在梁高度較大的一側的梁柱連接區域。節點的上、下梁翼緣經過循環荷載作用下發生屈曲，高度較大的梁其焊接的加勁肋也發生屈曲現象，而高度較小的梁產生較大的變形。

圖9、圖10 分別給出了各試件彎矩-轉角滯回曲線和骨架曲線比較，加載位移角δ/L=1/6 時，各試件有限元模擬主要結果見表4。由此可知，試件QS2、試件QS3、試件QS4 的極限彎矩分別為244.96、250.79 和278.85 kN·m，雙梁地板梁與頂板梁剛度比越大，節點的極限彎矩越大，延性系數越小。但地板梁與頂板梁剛度比對節點試件的初始剛度、耗能能力影響不大。

圖9 剛度比系列滯回曲線

圖10 剛度比系列骨架曲線

4.3 梁柱強度比對節點抗震性能影響

通過改變模塊柱的材料強度等級來實現梁柱強度比值的變化，試件QS2、試件QS5 和試件QS6 的梁柱強度比分別為0.70、0.48 和0.42。圖11 給出了各試件Mises 應力云圖，加載位移角δ/L=1/6 時，各試件有限元模擬主要結果見表4。由圖11 可見，應力主要集中在梁柱連接的焊縫位置和腋角與柱連接的區域，且雙梁上下翼緣在節點核心區附近發生屈曲現象，節點的破壞形態都是雙梁端部發生屈服，且梁端形成塑性鉸。

圖11 各試件Mises 應力云圖

圖12、圖13 分別給出了各試件彎矩-轉角滯回曲線比較。加載位移角為1/6 時，各試件有限元模擬主要結果列于表4。由此可見，節點梁柱強度比越小，更能實現“強柱弱梁”，雖然梁柱強度比對節點試件滯回曲線和極限彎矩的影響不大，但可提高節點試件的初始剛度和位移延性系數。因此，適當提高柱的抗彎承載力，對雙梁柱框架的抗震性能是有利的。

圖12 梁柱強度比系列滯回曲線

圖13 梁柱強度比系列骨架曲線

4.4 雙梁柱框架節點的應力分布規律

為了研究雙梁柱節點的應力分布規律，采用上述驗證的有限元模型對雙梁柱試件QS2 與單梁柱試件QS7 進行有限元模擬比較分析。圖15 給出了試件QS2 和試件QS7 節點區極限狀態時的主應力云圖。雙梁柱試件QS2 節點區的整體應力分布規律為：上梁柱節點核心區受拉，下梁柱節點核心區受壓。主壓應力基本沿核心區對角線方向形成“斜壓桿”機構抵抗受剪作用。單梁柱試件QS7 的主拉應力及主壓應力也是沿著核心區對角線方向，節點核心區上翼緣受拉，下翼緣受壓。但是雙梁柱試件QS2 的最大主拉應力及主壓應力均小于單梁柱試件QS7，說明雙梁柱試件的受力性能更優越。

圖15 QS2、QS7 的主應力云示意圖

5 結論

（1）提出了一種新型鋼結構模塊單元柱節點連接構造方式，即鋼結構雙梁柱框架節點，這種新型鋼結構模塊單元柱節點可適用于中高層鋼結構模塊化建筑。

（2）基于ABAQUS 有限元軟件，建立了模塊單元柱節點抗震性能的分析模型，有限元模型可行性驗證表明，各試件的彎矩-轉角曲線模擬值與試驗值符合較好，可以用來模擬鋼結構模塊單元柱節點抗震性能。

（3）新型鋼結構模塊單元柱節點的初始剛度及延性系數隨著梁柱強度比的降低而增大，地板梁與頂板梁剛度比等于1 或設置腋角的鋼結構模塊單元節點具有較好的抗震性能。