对称双肋板加强型钢框架节点抗震性能

2020-05-25马洪伟吕典妹王福章

扬州大学学报（自然科学版） 2020年1期

马洪伟, 吕典妹, 赵颖, 刘雁*, 王福章

(1. 扬州大学建筑科学与工程学院, 江苏扬州 225127; 2. 淮北师范大学数学科学学院,安徽淮北 235000; 3. 广东省深圳市同济人建筑设计有限公司, 广东深圳 518000)

钢结构以其重量轻、延性好、强度高、施工速度快等优点, 在我国建筑行业应用广泛[1]．1994年美国Northridge地震和1995年日本Kobe地震造成很多刚性梁柱连接脆性破坏, 震害调查发现, 梁柱连接的破坏大多发生在翼缘处, 而提高钢框架梁柱连接抗震性能问题的最好途径是将梁上产生的塑性铰外移．目前常用的改进节点有削弱型节点和加强型节点[2-3], 由试验与数值模拟可知,这两类梁柱节点塑性铰外移明显,且塑性转角增加较大[4-5]．削弱型节点是以削弱梁的承载力为代价达到塑性铰外移的设计目的,工程应用中存在一定弊端,不利于工程推广与应用;而加强型节点具有不降低梁的承载力、良好的延性和耗能能力,能有效实现塑性铰外移等特点[6-7]．Chen等[8]分析了单肋板加强型节点的塑性铰与承载能力,而对称双肋板加强型节点是加强型节点之一,也是我国现行规范推荐的,但是国内外对这类节点的研究成果较少[2]．本文拟通过试验研究与数值模拟对对称双肋板加强型节点的破坏形态、节点承载力、滞回性能及损伤退化等指标进行深入对比分析,研究成果可为对称双肋板加强型节点的设计提供数据支撑和理论基础．

1 试验概况

1.1 试件结构与参数

采用Q345B钢材和E5015焊条焊接制作1个足尺钢框架“T”形普通型节点(NBN)和1个对称双肋板加强型节点(RRN)试件．选定基本空间钢结构梁, 柱截面尺寸分别为HN 248 mm×124 mm×5 mm×8 mm和HW 250 mm×250 mm×9 mm×14 mm, 梁总长为1 400 mm, 柱总高为1 450 mm, 梁柱截面刚度比为0.32．梁与柱之间采用栓焊混合连接,连接螺栓采用8.8级摩擦型高强螺栓4-M20, 孔径为22 mm, 梁翼缘与柱采用全熔透坡口焊缝连接．由美国钢结构规范[9]可知, 加强肋的构造尺寸应满足: 长度a=(0.6～0.7)hb(hb为梁截面高度), 宽度b=(0.45～0.55)a,a′≈0.2a,b′≈0.2b, 厚度ts≥1.5tf(tf为梁翼缘厚度)．经计算, 暂定肋板长度a=160 mm, 宽度b=80 mm,a′=35 mm,b′=20 mm, 厚度ts=2×6 mm, 采用双面角焊缝对肋板焊接, 焊脚尺寸为6 mm．试件尺寸以及构造如图1所示．

1.2 试验方法

将柱水平放置在高60 mm的铰支座上,并用锚杆与刚性地面进行可靠连接,柱两端各安置1个千斤顶和对应止推以形成简支边界条件,即允许产生柱端转角,但不能出现水平或竖向的位移．梁端通过一台行程500 mm的MAS-300作动器(杭州邦威机电控制工程有限公司)施加水平循环往复荷载,另一端固定在反力墙上,与刚性地面保持水平．试验加载装置如图2所示．由于此作动器对中较理想,没有附加扭矩,可以避免设置侧向支撑．

表1 加载方法

通过层间侧移角控制的拟静力试验加载制度,在试验过程中将层间侧移角近似等效成梁端转角,再换算成梁端位移进行控制．加载方法见表1,加载制度如图3所示．试验数据采集:位移采用YHD-50型位移计(溧阳市仪表厂)进行测量,量程为50 mm,共布置5个测试点,位移计布置如图4所示,采用TDS-530静态数据采集仪(东京测器研究所,日本)读取; 普通型节点共设置13个应变片,腹板中间的应变花用3个应变片代替,对称双肋板加强型节点在普通节点的基础上再在4块肋板处各粘贴1片应变片,应变片大小为3 mm×5 mm,应变片布置如图5所示,采用DH3816测试系统(江苏东华测试技术有限公司)采集, 每5 s采集1次．

2 有限元模型

2.1 材料的本构模型

采用Q345B钢材,材料为各向同性,本构关系均采用考虑强化和下降的三折线模型; 焊条为E5015型, 焊缝本构关系采用只考虑强化三折线模型,见图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

根据试验试件尺寸, 运用ABAQUS有限元分析软件建立1∶1模型．为确保有限元模拟的精确性和计算效率, 采用实体八节点六面体线性减缩积分单元(C3D8R)对模型进行网格划分,且对重点研究区域的网格划分较为细密,而其他部分的网格适量放大．整体单元尺寸约为30 mm,梁近节点端180 mm范围内及肋板加密为9 mm,焊缝处加密设为2 mm,如图7所示．

3 结果与分析

3.1 试件变形

(1) NBN试件: 图8为普通型节点(NBN)试件的试验和有限元分析对比图．从图8可以看出,加载到第4级时试件还处于弹性阶段,梁端应力最大,但还未达到材料的屈服荷载极限;进入第7级加载时,试验及理论分析结果均显示模型两侧翼缘距离焊缝60 mm位置屈曲严重,出现塑性铰,但有限元分析中的变形更加明显,且左右翼缘均有变形;第9级加载时,理论结果中的A、B两侧(见图2)焊缝及其热影响区发生不同程度的破坏,而试验时焊缝处的破坏均在第8级加载时产生,且破坏严重．

(2) RRN试件: 图9为对称双肋板加强型节点(RRN)试件的试验和有限元分析对比图．从图9可以看出,加载至第4级时试件仍处于弹性阶段;加载至第8级时,梁腹板加肋处的两侧翼缘变形明显,塑性铰产生,产生位置的理论结果与试验结果一致;加载至第9级时,肋板底部相继破坏,理论计算得到的破坏时间晚于试验结果;当加载到第10级时,理论结果才显示肋板加强段梁翼缘处破坏严重,但焊缝处破坏不明显,而试验中在第9级加载时翼缘焊缝即发生破坏,此处两者的破坏位置不一致．

3.2 滞回曲线及骨架曲线

图10为NBN和RRN试件在试验和有限元分析中所得的滞回曲线．结果显示: 在加载初期,试验和有限元计算得到的滞回曲线基本吻合;在达到峰值载荷之后,试验试件的滞回曲线不够饱满．这是因为试件在试验中焊缝存在缺陷,并且试验中存在试件的焊接热、加工误差、材质不均匀等不稳定因素,所以有限元计算的滞回曲线更为饱满．对比2种节点滞回曲线可以发现,对称肋板加强型节点试件更加饱满,展现出良好的塑性变形能力．

骨架曲线不仅能反映构件受力与变形的关系,而且是对进入弹塑性阶段的构件进行动力分析的重要依据[10-11]．图11为NBN和RRN的骨架曲线．从图11可以看出,在达到屈服阶段之前,试验和有限元计算的骨架曲线基本重合．但当载荷达到峰值后,试验值和计算值曲线开始分离,有限元模拟计算的骨架曲线下降幅度相对较小,这是由于有限元模型没有考虑焊接残余应力等不利因素,材料处于相对理想的状态．对比图11的4组骨架曲线可以看出,肋板加强型节点具有更好的承载能力．

3.3 延性及耗能能力

延性是评价节点试件抗震能力的重要指标, 钢框架结构中通常用延性系数μ来衡量构件的延性性能．μ为节点的极限位移Δu与屈服位移Δy之比, 延性系数μ越大, 节点承受变形的能力越强、抗震性能越好．表2为NBN和RRN试件的相差参数．从表2可以看出,同一试件正负向的延性系数相差不大, 但RRN延性系数的平均值比NBN高38.3%, 说明对称双肋板加强型节点具有更好的塑性变形能力,提高了节点的延性性能．

表2 试件特征点载荷、位移及位移延性系数

表3为两种类型节点试验值和计算值的延性系数值比较．从表3可以看出, 对称双肋板加强型节点的极限位移和延性系数均比普通型节点高,说明T形节点梁端加肋能够提高节点的承载能力和延性性能,理论结果与试验所得结论一致．

结构耗能性能可以用来评价结构的抗震性能, 钢框架节点的耗能能力可以用等效粘滞阻尼系数he[12-13]来衡量．等效粘滞阻尼系数可按图12所示的滞回曲线ABC及横轴所围成区域面积SABCOA与△BOD面积S△BOD的比得到, 即he=SABCOA/(2πS△BOD), 相关结果见表3．结果显示, 2种类型节点等效粘滞阻尼系数的计算值均大于试验值,普通型节点的增加较大,但对称双肋板加强型节点仍大于普通型节点,说明对称双肋板加强型节点的滞回曲线面积更大, 更饱满．因此, 对称双肋板加强型节点有较强的耗能能力．

表3 延性系数及等效粘滞阻尼系数对比

3.4 节点损伤分析

图13为采用ABAQUS分析得到相同试件在单推作用下的荷载-位移曲线．为了更精确地计算损伤模量值, 根据图13所示曲线计算试件在单推作用下的消耗能量, 得到NBN和RRN试件的消耗能量分别为17.266, 30.626 kJ．基于2个试件单推作用下的消耗能量,根据位移损伤模型公式计算得到普通型节点和对称双肋板加强型节点分别在试验及有限元分析中的损伤模量和拟合曲线如图14所示．由图14可知,2个试件的拟合曲线与损伤值吻合度较高,且计算值和试验值都适合采用幂函数进行拟合．对应于滞回曲线,有限元分析时模型能承受的位移级别更大,所以2个节点的计算累计塑性损伤值都相对较大,曲线的斜率都经历了由小变大的过程,证明2种类型节点的损伤退化都是呈加速状态的．普通型节点的计算最终损伤值相对试验值有所提高,且加载级数较大时的曲线斜率明显降低,而对称双肋板加强型节点的最终损伤值和拟合公式则相差较小．同时,对称双肋板加强型节点的最终损伤量仍比普通型节点高,说明对称双肋板有明显的控制梁端塑性位移的作用,具有较为充足的能量耗散,可使损伤过程放缓．