蜂窝式可替换塑性铰梁柱节点力学性能

2021-01-29李晓东闫胤积

建筑科学与工程学报 2021年1期

李晓东，闫胤积

(兰州理工大学土木工程学院，甘肃兰州 730050)

0 引言

钢框架结构中最重要的组成部分之一是梁柱连接节点，美国北岭地震和日本阪神地震的震害调查显示，在梁柱节点处发现了大量的脆性裂缝[1-2]。因此研究人员对钢框架梁柱连接节点的破坏机理、抗震性能以及设计方法等方面进行了广泛研究，并取得了许多研究成果。当前关于梁柱节点的研究主要是采取加强节点的方法或在梁上容易出现塑性铰的位置进行局部削弱。在地震作用时，把塑性铰区从梁柱翼缘相交的焊缝处外移，避免焊缝发生脆性破坏，符合“强柱弱梁，强节点弱构件”的设计思想。

张爱林等[3]提出了一种可修复的装配式钢框架梁柱节点，利用翼缘连接盖板上的变形来消耗地震能量。在震后只需要更换连接盖板即可实现节点的快速修复。李玉顺等[4]对钢-竹组合梁柱节点的性能进行了探究，研究结果表明钢-竹组合框架滞回曲线饱满，抗震性能突出。郑宏等[5]研究表明，翼缘削弱型节点可使梁端塑性铰外移至梁端翼缘削弱处，避免梁端焊缝处应力集中导致脆性破坏。刘秀丽等[6]对钢结构T形连接件进行试验及有限元研究，比较了T形连接件构造参数变化对高强螺栓力学性能的影响，并对高强度螺栓受力进行数值模拟。郁有升等[7-10]的试验结果表明，梁翼缘削弱节点具有良好的塑性变形能力和耗能性能，将梁翼缘进行适当削弱后形成的骨型节点可以增加梁柱节点的耗能性能，是一种理想的延性节点。

李晓东等[11]提出了一种基于摩擦摆隔震支座和汽车制动装置的耗能原理的新型摩擦塑性铰节点，进行了有限元模型的低周反复荷载分析，探究了新型摩擦塑性铰节点的抗震性能。黄炳生等[12]提出了工程中常用的几种孔型蜂窝梁等效抗弯刚度求解方法。贾连光等[13-15]对不同参数下的正六边形孔蜂窝梁和蜂窝组合梁抗剪性能进行了试验与有限元分析研究。

以上研究有效地实现塑性铰的外移，转移了梁柱节点焊缝处的应力，但存在震后难以修复的缺陷。本文基于目前的研究现状，提出了一种蜂窝式可替换塑性铰的概念及节点形式，以期增加节点的耗能能力和延性，并兼顾震后可替换的要求。该新型节点通过蜂窝式单元的六边形耗能环消耗地震能量，且在地震作用后，可通过整体更换蜂窝式单元，实现中震可修的抗震设防目标。

1 塑性铰构造设计

蜂窝式可替换塑性铰节点分为基本单元和蜂窝式单元2个部分，基本单元由H型钢梁和H型钢柱组成。蜂窝式单元由六边形的蜂窝式耗能环和H型钢梁组成，蜂窝式耗能环通过焊接嵌在H型钢梁腹板间，蜂窝式单元通过拼接板和高强螺栓分别与左右H型钢梁栓接。蜂窝式可替换塑性铰节点通过调整蜂窝式耗能环的宽度和厚度来改变节点的耗能能力，其节点详图如图1(a)所示，蜂窝式耗能环三维视图如图1(b)所示。

2 有限元模型

2.1 模型基本信息

利用有限元分析软件ABAQUS建立了节点三维模型，所有有限元模型中梁柱均为焊接H型钢，柱截面为H300×200×8×12，柱高取1 500 mm。梁截面为H250×175×7×11，梁长取1 200 mm。其中7个蜂窝式可替换塑性铰节点模型从梁柱焊缝150 mm起为蜂窝式单元(可替换梁段)，此单元梁截面为H272×175×7×11，梁腹板长L取480 mm(考虑拼接板螺栓间距，可替换梁段腹板长度范围为480 mm≤L≤600 mm，梁翼缘长度满足螺栓连接所规定的间距即可),梁翼缘长取622 mm。蜂窝式单元梁翼缘与左右梁翼缘通过螺栓连接，螺栓采用8.8级M14摩擦型高强螺栓，共32个。蜂窝式单元梁腹板与左右梁腹板通过螺栓和拼接板连接，螺栓采用8.8级M16摩擦型高强螺栓，共16个。螺栓预紧力取80 kN，最大程度模拟实际环境。拼接板尺寸为208 mm×112 mm×7 mm，有限元模型如图2(a)所示。

普通梁柱节点模型(JZHN)腹板无削弱，其余条件均与其他节点模型相同，有限元模型如图2(b)所示。腹板开六边形孔型削弱型节点模型(JZHL)取蜂窝式塑性铰节点模型中间六边形的尺寸及位置，其余条件均与其他节点模型相同，有限元模型如图2(c)所示。腹板开圆孔型削弱型节点模型(JZHY)与腹板开六边形孔型削弱型节点模型(JZHL)区别在于削弱孔型不同，其余条件均与其他节点模型相同。JZHY有限元模型如图2(d)所示。

2.2 模型参数及加载条件

有限元分析模型采用三维八节点六面体线性减缩积分单元(C3D8R)划分网格。为了减小模型网格划分造成的计算结果误差，对螺栓孔、蜂窝式耗能环及蜂窝式单元腹板等重点研究部位采取了局部网格细化的措施。计算时忽略了节点焊接缺陷及焊接残余应力的影响。有限元模型的网格划分如图3所示。

模型中除高强螺栓外其余构件材料均为Q345B钢。材料的弹性模量取206 GPa，泊松比为0.3，密度为7 850 kg·m-3。钢材应力-应变(f-ε)本构关系选取强化和下降段三折线模型，如图4所示，其中，fy为屈服应力，fu为极限应力，fst为钢材破坏时的应力，εy为屈服应变，εu为极限应变，εst为钢材破坏时的应变。高强螺栓的应力-应变本构关系采用图5所示的三段式折线模型[16]。模型中螺栓通过边界条件的Bolt Load定义螺栓的预应力。螺栓的接触属性：法向行为采用硬接触，切向行为为摩擦，摩擦因数大小取决于材料的种类、粗糙度、表面处理和连接表面的脱脂。这里摩擦因数取0.25，最大程度模拟实际环境。其余接触面均采用Tie定义焊接面刚接约束。

为了充分探究蜂窝式可替换塑性铰节点的耗能能力，在蜂窝式耗能环半径固定的情况下，设计了7个蜂窝式可替换塑性铰节点、1个普通梁柱节点模型、1个腹板开圆孔型削弱型节点模型、1个腹板开六边形孔型削弱型节点模型。7个蜂窝式可替换塑性铰节点分为两大类：第1类为保持蜂窝式耗能环宽度不变，逐步增加蜂窝式耗能环的厚度；第2类为保持蜂窝式耗能环厚度不变，以腹板厚度的倍数增加蜂窝式耗能环的宽度。设置1个普通梁柱节点模型是为了对比腹板削弱和不削弱对节点耗能能力的影响；设置1个腹板开圆孔型削弱型节点模型和1个腹板开六边形孔型削弱型节点模型是为了对比2种典型的腹板削弱开孔类型对节点耗能能力的影响。各节点编号及参数如表1所示。

表1 模型的主要参数Tab.1 Primary Parameters of Models

在有限元模型中，根据试验边界将柱顶与柱底节点6个方向的自由度进行完全约束模拟。采用耦合约束方式在梁自由端进行位移加载，加载方式为滞回加载，梁端加载点距离柱翼缘的距离为1 200 mm，加载过程分为:①施加螺栓预紧力；②在梁端主耦合点施加位移荷载。加载制度如图6所示。

3 模型计算结果与抗震性能分析

3.1 破坏特征

随着有限元模型梁自由端加载位移的增大，7个蜂窝式可替换塑性铰节点模型的蜂窝式耗能环、蜂窝式单元腹板、蜂窝式单元翼缘等部位均受到不同程度的屈服破坏；节点JZHH5整体应力云图如图7所示。首先蜂窝式单元腹板屈服，其次翼缘发生屈曲，最后腹板开孔孔角处发生破坏，其中节点JZHH5蜂窝式单元应力云图如图8所示。蜂窝式耗能环屈服变形，相邻蜂窝式耗能环连接处变形严重。节点JZHH5蜂窝式耗能环应力云图如图9所示。其余节点的破坏特征与节点JZHH5的破坏特征相似。

普通梁柱节点模型(JZHN)在梁柱焊缝处破坏较大，梁翼缘变形，其应力云图如图10所示；腹板开圆孔型削弱型节点模型(JZHY)在开孔处腹板和翼缘变形，其应力云图如图11所示；腹板开六边形孔型削弱型节点模型(JZHL)在开孔处腹板和翼缘变形，开孔处上下腹板变形严重，其应力云图如图12所示。

3.2 滞回曲线

节点在往复位移荷载作用下获得的荷载-位移关系曲线为滞回曲线，可综合评价节点抗震性能。滞回环越饱满，表明节点耗散地震能量的能力越强，抗震性能越好。有限元节点模型的滞回曲线如图13所示，普通梁柱节点模型(JZHN)、腹板开圆孔型削弱型节点模型(JZHY)、腹板开六边形孔型削弱型节点模型(JZHL)的滞回曲线如图13(a)所示。图13(b)为增加蜂窝式耗能环厚度(JZHH系列)的滞回曲线，图13(c)为增加蜂窝式耗能环宽度(JZHK系列)的滞回曲线。

由如图13滞回曲线可知：

(1)普通梁柱节点模型(JZHN)、腹板开圆孔型削弱型节点模型(JZHY)、腹板开六边形孔型削弱型节点模型(JZHL)的滞回环面积依次增大，节点耗能能力依次增强。因此腹板开六边形孔型削弱型节点模型耗能能力相对较强，在以下研究中重点开展腹板开六边形孔型削弱型节点的研究。

(2)7个蜂窝式可替换塑性铰节点模型的荷载-位移曲线比较类似，滞回环面积较大，形状比较饱满。说明此类型节点在低周反复荷载试验中能较好地吸收地震能量。各节点的滞回曲线呈弓形，形状上具有“捏缩”效应，显示出滞回曲线受到了一定的滑移影响。这是由于蜂窝式单元腹板上的蜂窝式耗能环孔削弱了腹板截面，导致剪切变形增大。

3.3 骨架曲线

骨架曲线是把滞回曲线在往复位移加载2个方向的加载极值点依次连接而成的包络图。骨架曲线反映了节点模型在各不同阶段的受力和变形特征。由图14可知：在其他条件不变的情况下，增加蜂窝式耗能环厚度对节点的峰值荷载有影响，但影响不大；增加蜂窝式耗能环宽度对节点的峰值荷载影响几乎不变。在位移达到±12 mm后，骨架曲线由直线变为曲线，且各曲线逐渐开始分离，但由于梁自由端位移加载限制在50 mm，使得骨架曲线在曲线段分离不明显。当梁自由端竖向位移达到±50 mm时，节点达到峰值荷载。

3.4 刚度退化曲线

刚度退化是结构抗震性能及结构抗震计算的重要指标。滞回曲线上坐标原点与某次循环的荷载峰值(骨架曲线上的点)连线的斜率称为节点的等效刚度。等效刚度随位移不断增大而降低的现象称为等效刚度退化，简称刚度退化。滞回环中每次循环的等效刚度与初始等效刚度的比值即为等效刚度退化系数[17]。将每一个节点滞回曲线的刚度退化系数的数值相连即可得到如图15所示的刚度退化曲线。

图15显示出各节点刚度退化均较均匀，无明显突变现象。节点在正负2个方向上的刚度退化趋势大致相同，图15中水平段表示骨架曲线的弹性阶段，表明刚度在弹性阶段基本保持稳定。当节点屈服后，单位位移上刚度退化系数急剧下降，表明节点塑性变形能力增大。当单位位移上刚度退化系数下降变缓慢时，表明刚度退化减缓。

3.5 延性性能

节点耗散地震能量和承受非弹性变形的能力由延性决定，延性越好节点抗震性能越好。延性的大小由位移延性系数来衡量，为了研究节点的延性变化规律，采用位移延性系数作为节点的延性指标。位移延性系数用μ来表示，是结构或者构件的极限位移Δu与屈服位移Δy的比值，计算公式如下

(1)

一般情况下极限位移取荷载下降到峰值荷载85%时所对应的位移[18-19]，但是一些结构破坏时的荷载并未达到峰值荷载的85%以下，此时可以选取峰值荷载对应的位移作为极限位移[20]，因节点未进入塑性破坏阶段，分析已经停止，所以选取峰值荷载对应的位移作为极限位移。通过分析拟静力结果得到的节点延性性能指标如表2所示。