天津周大福中心雨棚索-鋼管混凝土柱節點性能分析（建筑）
天津周大福中心雨棚索-鋼管混凝土柱節點性能分析（建筑）
陳學森1， 施 剛1， 丁大益2
（1土木工程安全與耐久教育部重點實驗室，清華大學土木工程系，北京100084；2中國五洲工程設計集團有限公司，北京100053）
[摘要] 天津周大福中心的雨棚采用懸挑索結構，拉索與鋼管混凝土柱的連接節點設計是雨棚設計的重要內容。為了使兩者可靠連接，提出了兩種索·鋼管混凝土柱節點的構造形式。運用有限元方法分析了兩種節點構造形式的受力性能，對比了兩種節點的失效模式、承載力和應力分布。結果表明，兩種節點的失效模式均為銷軸孔壁承壓破壞，通過改變耳板的厚度和銷軸的直徑可以調整節點的承載力。通過比較，設計荷載下節點A中鋼管和混凝土的應力水平低于節點B。對節點A進行了進一步的優化以滿足工程應用要求，并提出了一般的索一鋼管混凝土柱節點構造建議。
[關鍵詞]索；鋼管混凝土；節點；有限元分析
中圖分類號：TU391 文章編號：1002-848X(2016)09-0058-05
1 節點概況
天津周大福中心位于天津濱海新區，塔樓共94層，建筑高度530m。結構抗側力體系包括混凝土核心筒、周邊抗彎框架及傾斜角柱／傾斜柱，塔樓下部框架均采用鋼管混凝土柱和鋼梁。塔樓主入口雨棚采用索結構，兩道主索由塔樓鋼管混凝土柱上引出，分別通過支索與雨棚梁連接，形成索結構。雨棚的自重通過支索傳向上側主索，再由上側主索傳至鋼管混凝土柱，如圖1所示。對主支索施加一定的預拉力以保證雨棚的剛度。
雨棚上側主索與鋼管混凝土柱的連接節點是雨棚索結構設計的關鍵環節。該節點的主要設計難點體現在：
(1)索拉力大。為保證索結構的剛度，使其可以抵抗結構自重、風荷載以及地震作用，在索體中需要施加足夠大的預拉力，使索節點的設計拉力增大。上側主索節點的設計荷載為4 200kN。
(2)鋼管混凝土柱局部應力狀態復雜。鋼管混凝土柱接近底層的部分承受的軸力較大，局部施加較高的橫向力將會進一步提高鋼管混凝土柱局部的應力水平。
(3)節點延性要求高。鋼索的破壞一般為脆性斷裂，而索結構的多余約束較少，關鍵索一旦發生脆性破壞將使整個索結構失效。所以節點需要在鋼索發生脆性破壞前發展一定的延性以保證結構的安全。
本文采用有限元數值方法，對天津周大福中心雨棚索一鋼管混凝土柱節點設計過程中可能采用的兩種不同節點構造形式進行分析，對其受力性能進行對比，并根據計算結果提出相應的設計建議。
2 有限元模型的建立
2.1節點設計方案
參照我國相關規范的規定，拉索與柱的連接可以通過耳板實現。本項目中與拉索相連的柱為鋼管混凝土柱，外徑為1700mm。拉索與柱通過耳板連接，耳板可以采用不同的布置方式。圖2為兩種不同節點方案的構造，方案A中耳板通過柱面外法線方向，延伸至鋼管混凝土柱內形成貫穿鋼管的節點板，節點板上設置栓釘。方案B耳板與柱面外法線成300，節點板仍沿鋼管直徑方向但不貫穿，且不設栓釘。為加強節點的局部受力性能，兩方案都在耳板兩側設置加勁肋，在鋼管內的對應位置設置內環板。
兩種節點形式中所使用的材料相同，均為Q345鋼材和C80混凝土。兩節點形式的主要幾何尺寸見表1。
2.2有限元建模參數
采用ABAQUS建立了兩種節點的有限元模型，對兩種節點形式都截取3m高的鋼管混凝土柱，以索拉力作用線與鋼管外表面交點所在水平面為中面，向上、向下各取1. 5m進行建模。在有限元模型中，鋼和混凝土均采用八節點三維實體單元C3D8R進行模擬。兩種節點形式的有限元網格劃分見圖3。
采用塑性損傷模型對混凝土的材性進行模擬?；炷翉椥阅Ａ繛?/font>38 GPa，泊松比為0.2，考慮鋼管對混凝土的約束作用，混凝土單軸受壓應力-應變關系和單軸受拉應力-應變關系，
本構曲線如圖4所示。鋼材材性采用理想彈塑性模型模擬，采用von Mises屈服準則，彈性模量為206GPa，泊松比取為0.3。屈服強度根據鋼板厚度的不同參照規范規定的標準值取值。
在鋼管混凝土中，鋼管內壁與混凝土之間、內部加勁肋與混凝土之間都存在接觸問題，這些接觸面之間不僅在界面法向能夠傳遞壓力，在界面的切向還可以傳遞一定的摩擦力，因此以上接觸條件設置為法向硬接觸，切向摩擦系數取0.6。節點A中節點板與兩側混凝土完全粘貼以模擬栓釘的抗剪連接作用。索頭與節點板通過銷軸連接。在連接位置銷軸表面與銷軸孔孔壁之間采用硬接觸，模擬孔壁承壓。
約束鋼管混凝土柱的上、下端截面作為邊界條件，釋放上端截面軸向位移以施加軸向荷載。荷載分兩步施加，第一步按照軸壓比0.8在柱上端施加軸向壓力，壓力大小為92 460kN;第二步通過銷軸施加索拉力，拉力設計值為4200kN，達到設計值后使用位移控制繼續施加索拉力直至荷載不繼續增加，以得到完整的荷載-位移曲線。
3 有限元計算結果及分析
3.1荷載-位移曲線
在施加軸向壓力后，施加索拉力時兩節點的荷載-位移曲線如圖5所示。兩條荷載-位移曲線的形狀相似，并且屈服荷載相近。節點A的極限荷載為5489kN，節點B的極限荷載為5632kN。
定義節點的極限荷載與設計荷載的比值作為節點的安全系數，節點A和節點B的安全系數分別為
1. 31和1.34。
3.2設計荷載下的應力分析
設計荷載下，兩節點中鋼材的應力分布如圖6所示。節點A中耳板與鋼管的連接位置由于縱向剛度突變和應力集中，局部應力可達到276. 8MPa，除此之外鋼管大部分位置的應力在200MPa以下。肋板與內環板的受力均較小，耳板上的三組加勁肋中，中間的斜向加勁肋受力最大，最大應力值為56. 1MPa。節點中鋼材應力最大的位置出現在耳板銷軸孔的承壓側，應力大小為315MPa（即耳板的屈服應力），在節點承壓區域已經有部分區域進入屈服。
節點B的鋼管最大應力也發生在耳板下側與鋼管連接的剛度突變位置，應力為297.7MPa;由于耳板與柱面切面不垂直，在索拉力作用下，鈍角側加勁肋受拉、銳角側加勁肋受壓。加勁肋的最大應力發生在鈍角側加勁肋與柱面連接處，為217.7MPa;由于鋼管受扭，在鋼管與內環板的連接位置應力增大，最大應力為231.2MPa。同樣，節點中鋼材應力最大的位置出現在耳板銷軸孔的承壓側，圖中方框內孔壁周圍區域在設計荷載下即已經進入屈服。
在采用塑性損傷模型時，塑性拉應變可以反映混凝土的開裂情況。兩節點的混凝土塑性拉應變分布如圖7所示。節點A的塑性拉應變沿節點板上下邊緣均勻分布，分布范圍較大，最大塑性主拉應變為3. 60×10-4；節點B的塑性拉應變主要分布在節點板附近的局部區域，分布范圍較小，最大塑性主拉應變為5. 39×10-4。
3.3極限荷載下的應力分析
在加載點位移達到10mm時，兩節點的承載力都已經不再增加。因此將此時的荷載作為極限荷載，分析兩節點在極限荷載下的應力狀態。
極限荷載下，兩節點中鋼材的應力分布如圖8所示。節點A鋼管的最大應力位置與設計荷載下最大應力位置相同，最大應力值為282MPa；外側加勁肋中斜向加勁肋受力最大，最大應力為73.7MPa，耳板在銷軸孔承壓側大面積屈服而導致節點失效。
節點B鋼管的最大應力仍在耳板下側，應力大小為305. 3MPa;外側加勁肋角點位置應力為231. 1MPa；鋼管與內環板連接位置最大應力為270. 8MPa，耳板在銷軸孔承壓側大面積屈服導致節點失效。
極限狀態下，兩節點的混凝土塑性拉應變分布如圖9所示。節點A中混凝土的塑性拉應變仍是沿節點板上下邊緣分布，最大塑性主拉應變為3. 90×10-4；節點B的塑性拉應變主要分布在節點板附近的局部區域，最大塑性主拉應變為9. 00×10-4。這表明在此狀態下，節點B中混凝土裂縫的可能分布范圍比節點A小，但裂縫的尺寸更大。
4 節點性能對比及優化
4.1有限元分析結果對比
從以上計算結果可以看出，在設計荷載下，節點A與節點B的安全系數相近，并且其失效原因均是銷軸孔承壓部分大面積屈服導致節點變形增大，這表明在兩節點構造中，節點連接的控制因素均為耳板連接的局部承壓。
將設計荷載下兩節點的受力狀態對比列于表2?？梢钥闯?，在設計荷載下，鋼材方面節點B在耳板、鋼管與加勁肋的應力水平均要高于節點A；混凝土方面節點A混凝土的開裂面積較大，但塑性拉應變較小，節點B開裂面積較小，但塑性拉應變較大。綜合來看，節點B的整體應力水平比節點A更為不利。
從表2中還可以看出，節點A和節點B在設計荷載下，耳板孔壁都出現一定區域的屈服，為了保證節點安全，應避免設計荷載下出現屈服的情況，因此有必要對該節點進行優化設計。由于節點A是更為合理的節點選型，因此以下的優化分析以節點A為基礎。
4.2節點A的優化
由于節點A中節點失效原因為耳板銷軸孔壁局部承壓破壞，除耳板承壓部分外其他位置的應力水平可以得到較好控制，因此在節點A的基礎上為提高節點的安全系數應首先改善耳板銷軸孔承壓側的應力水平?？梢圆扇〉拇胧┯校?/font>1）增大銷軸直徑；2）增大耳板厚度。
為了驗證以上措施的有效性，建立節點模型A1，A2。節點Al是在節點A的基礎上，將銷軸直徑增大至180mm；節點A2是在節點A1的基礎上，將耳板厚度增大至90mm。圖10給出了節點A1和節點A2有限元計算的荷載，位移曲線。節點A1的極限荷載為6 435kN，安全系數為1.53；節點A2的極限荷載為7571kN，安全系數為1.80。
在極限荷載下，節點A1與節點A2仍是在銷軸孔壁承壓側屈服失效。在設計荷載下節點A1仍在銷軸孔附近出現了承壓屈服現象，而節點A2中的鋼材則沒有屈服?？紤]到索結構的安全儲備較低，需要考慮較大的安全系數；并且在設計荷載下，節點A2可以避免孔壁的屈服。因此建議在結構中采用節點A2。
5 結論
針對天津周大福中心索一鋼管混凝土柱節點的設計難點，提出了兩種節點構造形式并分別進行了有限元分析。分析結果表明，節點A充分利用了混凝土，控制了鋼管的應力水平；節點B利用的混凝土部分較小，導致混凝土局部出現高應力和高應變，鋼管和加勁肋的應力水平也比節點A更為不利。因此，節點A橫向索拉力對鋼管混凝土柱產生的影響比節點B小，是更為合理的節點形式。
采用節點形式A時，可以通過調整耳板的厚度和銷軸的直徑來控制節點的屈服形式為耳板孔壁承壓屈服?？妆诔袎呵且环N延性較好的失效模式，可以在一定程度上控制索力并彌補索結構延性小的不足。
基于有限元分析的結果，對于一般的索一鋼管混凝土柱連接節點的構造建議如下：
(1)索頭通過銷軸與耳板連接，耳板焊接于鋼管混凝土柱上，并保證耳板平面通過鋼管混凝土柱的中軸線。
(2)在與耳板對應位置設置節點板，宜將耳板直接延伸至鋼管混凝土柱內形成節點板以提高節點的整體性；節點板宜沿鋼管直徑貫通以增大傳力面積，節點板上宜設置栓釘。
(3)在鋼管外側，耳板上、中、下位置宜設置加勁肋，中間加勁肋宜通過鋼索的拉力作用線，在鋼管內側加勁肋對應位置宜設置內環板。
(4)銷軸連接處需要依據規范對孔壁承壓強度和凈截面受拉強度進行驗算，宜控制屈服模式為孔壁承壓屈服；同時索的極限承載力應明顯高于節點板的極限承載力，避免出現鋼索拉斷的脆性破壞形式。
