馬洪偉, 呂典妹, 趙 穎, 劉 雁*, 王福章

(1. 揚州大學(xué)建筑科學(xué)與工程學(xué)院, 江蘇 揚州 225127; 2. 淮北師范大學(xué)數(shù)學(xué)科學(xué)學(xué)院,安徽 淮北 235000; 3. 廣東省深圳市同濟人建筑設(shè)計有限公司, 廣東 深圳 518000)

鋼結(jié)構(gòu)以其重量輕、延性好、強度高、施工速度快等優(yōu)點, 在我國建筑行業(yè)應(yīng)用廣泛[1]．1994年美國Northridge地震和1995年日本Kobe地震造成很多剛性梁柱連接脆性破壞, 震害調(diào)查發(fā)現(xiàn), 梁柱連接的破壞大多發(fā)生在翼緣處, 而提高鋼框架梁柱連接抗震性能問題的最好途徑是將梁上產(chǎn)生的塑性鉸外移．目前常用的改進節(jié)點有削弱型節(jié)點和加強型節(jié)點[2-3], 由試驗與數(shù)值模擬可知,這兩類梁柱節(jié)點塑性鉸外移明顯,且塑性轉(zhuǎn)角增加較大[4-5]．削弱型節(jié)點是以削弱梁的承載力為代價達到塑性鉸外移的設(shè)計目的,工程應(yīng)用中存在一定弊端,不利于工程推廣與應(yīng)用;而加強型節(jié)點具有不降低梁的承載力、良好的延性和耗能能力,能有效實現(xiàn)塑性鉸外移等特點[6-7]．Chen等[8]分析了單肋板加強型節(jié)點的塑性鉸與承載能力,而對稱雙肋板加強型節(jié)點是加強型節(jié)點之一,也是我國現(xiàn)行規(guī)范推薦的,但是國內(nèi)外對這類節(jié)點的研究成果較少[2]．本文擬通過試驗研究與數(shù)值模擬對對稱雙肋板加強型節(jié)點的破壞形態(tài)、節(jié)點承載力、滯回性能及損傷退化等指標進行深入對比分析,研究成果可為對稱雙肋板加強型節(jié)點的設(shè)計提供數(shù)據(jù)支撐和理論基礎(chǔ)．

1 試驗概況

1.1 試件結(jié)構(gòu)與參數(shù)

采用Q345B鋼材和E5015焊條焊接制作1個足尺鋼框架“T”形普通型節(jié)點(NBN)和1個對稱雙肋板加強型節(jié)點(RRN)試件．選定基本空間鋼結(jié)構(gòu)梁, 柱截面尺寸分別為HN 248 mm×124 mm×5 mm×8 mm和HW 250 mm×250 mm×9 mm×14 mm, 梁總長為1 400 mm, 柱總高為1 450 mm, 梁柱截面剛度比為0.32．梁與柱之間采用栓焊混合連接,連接螺栓采用8.8級摩擦型高強螺栓4-M20, 孔徑為22 mm, 梁翼緣與柱采用全熔透坡口焊縫連接．由美國鋼結(jié)構(gòu)規(guī)范[9]可知, 加強肋的構(gòu)造尺寸應(yīng)滿足: 長度a=(0.6～0.7)hb(hb為梁截面高度), 寬度b=(0.45～0.55)a,a′≈0.2a,b′≈0.2b, 厚度ts≥1.5tf(tf為梁翼緣厚度)．經(jīng)計算, 暫定肋板長度a=160 mm, 寬度b=80 mm,a′=35 mm,b′=20 mm, 厚度ts=2×6 mm, 采用雙面角焊縫對肋板焊接, 焊腳尺寸為6 mm．試件尺寸以及構(gòu)造如圖1所示．

1.2 試驗方法

將柱水平放置在高60 mm的鉸支座上,并用錨桿與剛性地面進行可靠連接,柱兩端各安置1個千斤頂和對應(yīng)止推以形成簡支邊界條件,即允許產(chǎn)生柱端轉(zhuǎn)角,但不能出現(xiàn)水平或豎向的位移．梁端通過一臺行程500 mm的MAS-300作動器(杭州邦威機電控制工程有限公司)施加水平循環(huán)往復(fù)荷載,另一端固定在反力墻上,與剛性地面保持水平．試驗加載裝置如圖2所示．由于此作動器對中較理想,沒有附加扭矩,可以避免設(shè)置側(cè)向支撐．

表1 加載方法

通過層間側(cè)移角控制的擬靜力試驗加載制度,在試驗過程中將層間側(cè)移角近似等效成梁端轉(zhuǎn)角,再換算成梁端位移進行控制．加載方法見表1,加載制度如圖3所示．試驗數(shù)據(jù)采集:位移采用YHD-50型位移計(溧陽市儀表廠)進行測量,量程為50 mm,共布置5個測試點,位移計布置如圖4所示,采用TDS-530靜態(tài)數(shù)據(jù)采集儀(東京測器研究所,日本)讀取; 普通型節(jié)點共設(shè)置13個應(yīng)變片,腹板中間的應(yīng)變花用3個應(yīng)變片代替,對稱雙肋板加強型節(jié)點在普通節(jié)點的基礎(chǔ)上再在4塊肋板處各粘貼1片應(yīng)變片,應(yīng)變片大小為3 mm×5 mm,應(yīng)變片布置如圖5所示,采用DH3816測試系統(tǒng)(江蘇東華測試技術(shù)有限公司)采集, 每5 s采集1次．

2 有限元模型

2.1 材料的本構(gòu)模型

采用Q345B鋼材,材料為各向同性,本構(gòu)關(guān)系均采用考慮強化和下降的三折線模型; 焊條為E5015型, 焊縫本構(gòu)關(guān)系采用只考慮強化三折線模型,見圖6, 其中EQ345=203.069 kN·mm-2,EE5015=204.720 kN·mm-2, 泊松比ν=0.3．

2.2 模型建立

根據(jù)試驗試件尺寸, 運用ABAQUS有限元分析軟件建立1∶1模型．為確保有限元模擬的精確性和計算效率, 采用實體八節(jié)點六面體線性減縮積分單元(C3D8R)對模型進行網(wǎng)格劃分,且對重點研究區(qū)域的網(wǎng)格劃分較為細密,而其他部分的網(wǎng)格適量放大．整體單元尺寸約為30 mm,梁近節(jié)點端180 mm范圍內(nèi)及肋板加密為9 mm,焊縫處加密設(shè)為2 mm,如圖7所示．

3 結(jié)果與分析

3.1 試件變形

(1) NBN試件: 圖8為普通型節(jié)點(NBN)試件的試驗和有限元分析對比圖．從圖8可以看出,加載到第4級時試件還處于彈性階段,梁端應(yīng)力最大,但還未達到材料的屈服荷載極限;進入第7級加載時,試驗及理論分析結(jié)果均顯示模型兩側(cè)翼緣距離焊縫60 mm位置屈曲嚴重,出現(xiàn)塑性鉸,但有限元分析中的變形更加明顯,且左右翼緣均有變形;第9級加載時,理論結(jié)果中的A、B兩側(cè)(見圖2)焊縫及其熱影響區(qū)發(fā)生不同程度的破壞,而試驗時焊縫處的破壞均在第8級加載時產(chǎn)生,且破壞嚴重．

(2) RRN試件: 圖9為對稱雙肋板加強型節(jié)點(RRN)試件的試驗和有限元分析對比圖．從圖9可以看出,加載至第4級時試件仍處于彈性階段;加載至第8級時,梁腹板加肋處的兩側(cè)翼緣變形明顯,塑性鉸產(chǎn)生,產(chǎn)生位置的理論結(jié)果與試驗結(jié)果一致;加載至第9級時,肋板底部相繼破壞,理論計算得到的破壞時間晚于試驗結(jié)果;當(dāng)加載到第10級時,理論結(jié)果才顯示肋板加強段梁翼緣處破壞嚴重,但焊縫處破壞不明顯,而試驗中在第9級加載時翼緣焊縫即發(fā)生破壞,此處兩者的破壞位置不一致．

3.2 滯回曲線及骨架曲線

圖10為NBN和RRN試件在試驗和有限元分析中所得的滯回曲線．結(jié)果顯示: 在加載初期,試驗和有限元計算得到的滯回曲線基本吻合;在達到峰值載荷之后,試驗試件的滯回曲線不夠飽滿．這是因為試件在試驗中焊縫存在缺陷,并且試驗中存在試件的焊接熱、加工誤差、材質(zhì)不均勻等不穩(wěn)定因素,所以有限元計算的滯回曲線更為飽滿．對比2種節(jié)點滯回曲線可以發(fā)現(xiàn),對稱肋板加強型節(jié)點試件更加飽滿,展現(xiàn)出良好的塑性變形能力．

骨架曲線不僅能反映構(gòu)件受力與變形的關(guān)系,而且是對進入彈塑性階段的構(gòu)件進行動力分析的重要依據(jù)[10-11]．圖11為NBN和RRN的骨架曲線．從圖11可以看出,在達到屈服階段之前,試驗和有限元計算的骨架曲線基本重合．但當(dāng)載荷達到峰值后,試驗值和計算值曲線開始分離,有限元模擬計算的骨架曲線下降幅度相對較小,這是由于有限元模型沒有考慮焊接殘余應(yīng)力等不利因素,材料處于相對理想的狀態(tài)．對比圖11的4組骨架曲線可以看出,肋板加強型節(jié)點具有更好的承載能力．

3.3 延性及耗能能力

延性是評價節(jié)點試件抗震能力的重要指標, 鋼框架結(jié)構(gòu)中通常用延性系數(shù)μ來衡量構(gòu)件的延性性能．μ為節(jié)點的極限位移Δu與屈服位移Δy之比, 延性系數(shù)μ越大, 節(jié)點承受變形的能力越強、抗震性能越好．表2為NBN和RRN試件的相差參數(shù)．從表2可以看出,同一試件正負向的延性系數(shù)相差不大, 但RRN延性系數(shù)的平均值比NBN高38.3%, 說明對稱雙肋板加強型節(jié)點具有更好的塑性變形能力,提高了節(jié)點的延性性能．

表2 試件特征點載荷、位移及位移延性系數(shù)

表3為兩種類型節(jié)點試驗值和計算值的延性系數(shù)值比較．從表3可以看出, 對稱雙肋板加強型節(jié)點的極限位移和延性系數(shù)均比普通型節(jié)點高,說明T形節(jié)點梁端加肋能夠提高節(jié)點的承載能力和延性性能,理論結(jié)果與試驗所得結(jié)論一致．

結(jié)構(gòu)耗能性能可以用來評價結(jié)構(gòu)的抗震性能, 鋼框架節(jié)點的耗能能力可以用等效粘滯阻尼系數(shù)he[12-13]來衡量．等效粘滯阻尼系數(shù)可按圖12所示的滯回曲線ABC及橫軸所圍成區(qū)域面積SABCOA與△BOD面積S△BOD的比得到, 即he=SABCOA/(2πS△BOD), 相關(guān)結(jié)果見表3．結(jié)果顯示, 2種類型節(jié)點等效粘滯阻尼系數(shù)的計算值均大于試驗值,普通型節(jié)點的增加較大,但對稱雙肋板加強型節(jié)點仍大于普通型節(jié)點,說明對稱雙肋板加強型節(jié)點的滯回曲線面積更大, 更飽滿．因此, 對稱雙肋板加強型節(jié)點有較強的耗能能力．

表3 延性系數(shù)及等效粘滯阻尼系數(shù)對比

3.4 節(jié)點損傷分析

圖13為采用ABAQUS分析得到相同試件在單推作用下的荷載-位移曲線．為了更精確地計算損傷模量值, 根據(jù)圖13所示曲線計算試件在單推作用下的消耗能量, 得到NBN和RRN試件的消耗能量分別為17.266, 30.626 kJ．基于2個試件單推作用下的消耗能量,根據(jù)位移損傷模型公式計算得到普通型節(jié)點和對稱雙肋板加強型節(jié)點分別在試驗及有限元分析中的損傷模量和擬合曲線如圖14所示．由圖14可知,2個試件的擬合曲線與損傷值吻合度較高,且計算值和試驗值都適合采用冪函數(shù)進行擬合．對應(yīng)于滯回曲線,有限元分析時模型能承受的位移級別更大,所以2個節(jié)點的計算累計塑性損傷值都相對較大,曲線的斜率都經(jīng)歷了由小變大的過程,證明2種類型節(jié)點的損傷退化都是呈加速狀態(tài)的．普通型節(jié)點的計算最終損傷值相對試驗值有所提高,且加載級數(shù)較大時的曲線斜率明顯降低,而對稱雙肋板加強型節(jié)點的最終損傷值和擬合公式則相差較?。瑫r,對稱雙肋板加強型節(jié)點的最終損傷量仍比普通型節(jié)點高,說明對稱雙肋板有明顯的控制梁端塑性位移的作用,具有較為充足的能量耗散,可使損傷過程放緩．

4 結(jié)論

通過1個普通型和1個雙肋板加強型鋼框架梁柱節(jié)點試件在低周往復(fù)荷載作用下的試驗研究及有限元分析,得到以下主要結(jié)論:

1) 試驗中, 2種類型的節(jié)點均先在梁翼緣發(fā)生屈曲,然后焊縫開裂,最后試件破壞．對稱雙肋板加強型鋼框架梁柱節(jié)點有效地將塑性鉸外移,完成了塑性鉸外移的設(shè)計目標．

2) 有限元模型計算結(jié)果和試驗結(jié)果的相關(guān)數(shù)據(jù)基本吻合, 從而驗證了有限元分析模型的有效性．

3) 相對于普通型鋼框架梁柱節(jié)點,對稱雙肋板加強型節(jié)點可多承受2個位移級別的加載,極限承載力、延性系數(shù)和等效粘滯阻尼系數(shù)都有顯著提高,且剛度退化和損傷過程更為緩慢,雙肋板加強型鋼框架梁柱節(jié)點可以提高整個節(jié)點的滯回性能．

綜上所述, 在實際工程運用中可以推廣對稱雙肋板加強型鋼框架梁柱節(jié)點的使用．