钢框架结构梁柱节点抗震加固有限元分析

石若利, 潘志成, 李其伦, 谢建斌*

(1. 云南大学建筑与规划学院, 昆明 650504; 2. 中国水利水电第八工程局有限公司, 长沙 410004)

采用刚性焊接的钢框架梁柱节点延性较差、残余应力较大,多发生脆性破坏,其受力特性会影响整个结构的抗震性能[1]．秦佳俊等[2]分析了钢框架节点的受力机理, 提出了模块单元新型盒式连接节点的设计流程和设计方法; 马洪伟等[3]设计并制作对称双肋板加强型钢框架梁柱节点试件, 通过低周往复加载试验分析其抗震性能; 王萌等[4]对可更换延性耗能连接组件的钢框架节点的抗震性能进行了研究; Wang等[5]设计了一种新型连接方式,并与传统焊接接头进行了比较; Chen等[6]对变截面钢框架节点的抗震性能进行了研究; Zhang等[7]研究了地震作用下不同类型摇摆钢框架节点的抗震性能;Jia等[8]对静载作用下的高强钢框架端板节点进行参数分析; Deylami等[9]针对竖向肋板几何形状对钢梁-上承箱柱节点循环性能的影响进行了研究．本文拟对加腋改进型钢框架节点的抗震性能进行分析,为地震多发地区钢结构抗震研究提供理论依据．

1 钢梁柱节点及材料特性

通过对三江并流区域钢结构梁柱节点的走访调查,确定以当地常见钢梁柱节点为研究对象．钢柱采用热轧钢HW400 mm×400 mm×25 mm, 高度为3 000 mm; 主梁采用遂宁市阔恒兴旺国际贸易有限公司的热轧钢HN450 mm×200 mm×11.5 mm, 长度为2 000 mm; 加腋板尺寸采用270 mm×270 mm×11.5 mm．梁柱采用刚性节点,栓焊混合连接．H形钢柱在梁端翼缘对应柱腹板两侧各设2块与钢梁翼缘厚度相等的横向加劲肋,梁翼缘采用全熔透焊与柱翼板连接,梁腹板的两侧与腹板等厚剪力板采用M16摩擦型高强螺栓连接．各部件结构如图1所示．

图1 各部件结构示意图(mm)Fig.1 Schematic diagram of components and their dimensions

表1 材料特性值

2 钢梁柱节点的有限元模型和加载设计

2.1 加固节点设计

为了突出加固严谨性及可溯性,加腋节点的相关设计参考美国钢结构设计指南[11]．加腋通过上下托臂与梁柱相连,采用V形坡口焊接, 加腋与上下托臂的厚度均为11.5 mm; 加腋板与梁翼缘板等宽,板腋长宽均取270 mm,如图2所示．

图2 钢框架梁柱加固节点(mm)Fig.2 Steel frame beam column reinforcement joint

2.2 试验加载设计

约束节点为柱底部x、y、z方向线位移和顶部x、y方向线位移, 防止失稳及限制平面外屈曲．采用位移控制的低周往复加载, 在柱端施加竖直向下的4 MN恒定载荷,加载制度如图3所示,加载实验装置如图4所示．在柱顶施加竖向轴力,采用循环加载方式,加腋前后节点的负载等级分别取0.0,0.5,1.0,1.5 MN, 分别记为Sp1、Sp2、Sp3及Sp4．

图4 加载实验装置图Fig.4 Experimental loading device

2.3 钢梁柱节点模型

模型中梁柱的材料Q345根据表1的钢材特性进行定义;焊缝的性能应与母材的性能相适应,故焊缝抗拉强度取295 MPa,弹性模量取206 GPa;螺栓的抗拉强度取400 MPa,弹性模量取206 GPa;输入边界为节点柱底部约束三向线位移,顶部约束x、y方向线位移;荷载条件为结构的自重,并在柱端施加竖直向下4 MN恒定载荷,施加垂直梁端的循环载荷．螺栓连接采用实体单元进行模拟,螺栓的接触属性采用ABAQUS自带的表面与表面接触,并通过螺栓内部的剖面施加螺栓预紧力．图5为有限元模型示意图,表2为有限元模拟与实验结果数据．表2结果显示,在极限承载力方面有限元结果与实验结果误差较小,故可用有限元模型进行模拟分析．

图5 有限元模型示意图Fig.5 Schematic diagram of finite element model

表2 节点承载力

3 结果分析

3.1 节点加固前

3.1.1 结构响应

图6为加固前Sp1负载下节点的相关应力应变云图．图6(a)计算结果显示,钢梁上下翼缘与柱连接侧接触区域,在循环加载过程中梁端载荷传递至梁根部,翼缘板根部承受较大切应力,进入屈服状态并产生残余应力,即使在末尾增量步完全卸载时也无法消除,其残余应力最大值达287 MPa．在梁腹板与翼板连接处产生较大局部应力,且梁根部上下翼缘板产生较大应力,并沿梁端方向的腹板有一定延伸．

图6 加固前Sp1负载下节点的相关应力应变云图Fig.6 Cloud diagram of stress and strain of Sp1 joint before reinforcement

图6(b)显示,最大等效应力集中在梁根部与柱连接局部区域,最大幅值达398 MPa．梁根部区域翼板与腹板均受到强大应力作用且已进入屈服状态,而此处为梁-柱焊接连接区域,由于潜在的制造与加工缺陷,此处会产生较高应力,极大地提高了发生焊缝开裂与节点失效等隐患的可能性．

从图6(c)云图可以看出,钢框架梁柱初始设计节点在循环荷载作用下,在梁翼缘根部与柱焊缝处发生严重塑性变形,并在腹板与翼板连接处及剪切板处局部发生塑性变形与屈曲变形,等效塑性应变最大幅值达到2.4．由于节点处存在复杂的几何构造,使梁翼缘根部因焊接加工难度大而产生加工缺陷,导致此处易发生塑性变形使节点失效甚至断裂,对节点安全极为不利．

3.1.2 破坏形态和应力云图

图7为加固前节点在不同承载力作用下的应力云图．结果表明, 梁端不受力时, 加固前节点在循环荷载作用过程中梁上下翼缘与柱连接处产生了应力集中现象,且梁腹板连接板与柱相连处亦分配了部分载荷．当梁端承受20%极限承载力时,荷载作用过程中加固前节点塑性变形尚不明显,塑性铰形成在梁柱节点根部距离梁根部约1/4梁高位置,但梁上下翼缘与柱连接处应力集中愈发明显,柱腹板同样参与承担部分载荷．当梁端承受40%极限承载力时,加载过程中梁端进入塑性,但仍未产生明显屈曲现象．塑性铰形成在梁柱节点根部距离梁根部约1/4梁高位置,同时梁上下翼缘与柱连接局部、柱腹板靠近梁中性轴局部及梁腹板剪切板与柱连接上下端局部应力高度集中．梁端承受80%极限承载力时,梁上下翼缘与柱连接局部产生严重向外侧屈曲现象．塑性铰形成在节点根部距上下翼缘约1/4梁高的腹板处,此时梁上下翼缘板靠近柱连接处及梁腹板围绕剪切板的局部均明显产生应力集中的现象,柱腹板与梁腹板连接区域以及剪切板与柱连接区域同样出现应力集中现象．

图7 加固前节点在不同承载力作用下的应力云图Fig.7 Stress nephogram of joint before reinforcement under different bearing capacity

3.2 节点加固后的结构响应分析

图8为加固后Sp1负载下节点的相关应力应变云图．从图8可以看出, 加固后末尾增量步中等效应力依旧产生了残余应力, 最大幅值达292 MPa, 且比加固前的应力分布更均匀, 残余应力主要集中在梁加腋段指向梁端的腹板及翼板区域;最大等效应力集中在梁端下翼缘与加腋板连接区域,最大幅值达363 MPa,虽然早已进入屈服状态,但此时载荷由梁翼板、腹板、加腋板及加劲肋共同承担,未集中在梁根部与柱连接处,从而减少梁根部与柱焊缝开裂的几率;等效塑性应变集中产生在梁段加腋处上下翼缘,且沿腹板向梁中性轴方向延伸,相较未加固节点,发生塑性应变的位置有所外移．

图8 加固后Sp1负载下节点的相关应力应变云图Fig.8 Related stress-strain nephogram of strengthened Sp1 joint

3.3 加腋前后抗震性能的变化

3.3.1 滞回曲线

加腋前后及不同负载条件下节点滞回曲线如图9所示．图9结果显示, 负载情况下加腋后的滞回曲线比加腋前更加饱满,其滞回环面积约为加腋前节点的3倍．这是由于梁柱连接处通过加腋加固,节点抗震性能随之提升．同时, Sp1负载下加固后节点试件非塑性段的重叠区域更显著,表明Sp1负载下加固后节点试件拥有更大的变形能力．由图9(b)(c)(d)可知,不同负载等级下加固后节点试件都表现出饱满的梭形,循环数次后滞回线所围成的面积相近,这体现了加固后的节点试件在负载情况下耗能性能接近, 加固效果突出．

图9 不同负载等级下节点加腋前后的滞回曲线Fig.9 Hysteresis curves of joints before and after haunching under different load levels

3.3.2 耗能能力

区分节点耗能能力强弱程度的重要指标是节点转角．负载时节点转角φ=(Δ-Δe)/l, 其中Δ为加载点的位移;l为梁的长度; 梁弹性变形段的位移Δe=Pl3/(3EI), 式中P为施载点外载荷大小,EI为梁的抗弯刚度．极限位移Δu是钢框架梁柱节点受力已达极限承载力并下降到一定幅度时的位移, 通常取下降到极限承载力85%时的位移作为极限位移．最大位移Δmax是有限元模拟中梁体的最大挠度. 由极限位移和最大位移计算得到的转角分别为极限转角φu和最大转角φmax．

在结构动力反应中, 一个运动周期内由结构弹塑性引起的耗能等于滞回曲线内的面积ΔW．图10为钢框架梁柱节点加固前后循环加载过程中的耗能曲线．由图10可知,随着增量步的增加, Sp1负载下节点的能量耗散能力亦随之提高,且加固后耗能能力明显提高,能量耗散总量比加固前提高了约49%．表3给出了不同负载条件下节点承载力和转角的计算结果．随着负载等级的提升,节点承载力和最大转角绝对值减少,位移变化量减少．加腋式连接节点域具有稳定的塑性变形能力和良好的耗能能力,抗剪承载力明显提高; 进入塑性阶段后,节点域等效应力和剪应力有所降低．用加腋板和加劲肋对梁柱节点加固后,试件极限承载力显著提高, 其中在Sp1负载条件下,钢框架梁柱极限承载力从161.2 kN提高至359.8 kN,增幅约123.2%,而在Sp2,Sp3,Sp4负载下钢框架梁柱极限承载力的增幅分别达108.8%,101.1%,91.6%．塑性铰外移至沿外伸梁端方向加劲肋后端的腹板处,使梁柱根部所在的节点域剪应力显著下降,避免了节点域可能产生的剪切破坏,从而使节点域得到有效保护．因此,加腋不仅可以提高极限承载力和耗能能力,而且可以把破坏点移到梁上距离梁端较远的位置,有利于强柱弱梁规则的发挥．

表3 不同负载条件下节点的承载力和转角

图10 Sp1负载下节点加腋前后的耗能曲线Fig.10 Energy consumption curve of Sp1 joint before and after haunching

3.3.3 承载力及延性

图11为Sp1负载下节点加腋前后的骨架曲线．表4为不同负载下节点的承载力及变形能力．结果显示: 加载后节点的极限承载力随负载等级的提高逐渐降低; 非负载下加固节点的延性大于有负载时的节点,且加腋后的节点承载力均大于加腋前的节点,但两者延性的差距相对较小．总之,节点延性系数随负载等级的提高呈下降趋势,经加腋加固后的试件承载力和延性均有所提高．

表4 不同负载下节点承载力及变形能力

图11 Sp1节点加腋前后的骨架曲线Fig.11 Skeleton curve of Sp1 joint before and after haunching

3.3.4 刚度退化

图12为不同负载下节点加腋后的刚度退化曲线．由图12可知, 不同负载等级下节点刚度退化曲线均呈“几”字形,存在明显的过渡段和下降段,且负向阶段的刚度退化更明显．表5为不同负载下加腋前后节点最小刚度系数．由最小刚度系数的变化可知,加腋前节点的刚度退化更明显,且负载越大,节点的刚度退化现象越突出,故加腋加固可推迟节点刚度退化的速度．

图12 不同负载下节点加腋后的刚度退化曲线Fig.12 Stiffness degradation curves of joints with axillary under different loads

表5 加腋前后节点的最小刚度退化系数

4 结论

1) 加腋加固后的钢框架梁柱节点截面抵抗矩增大,应力重分布区域更长, 实现了塑性铰的外移, 有效避免了梁柱节点根部应力集中现象的发生, 使节点更好地发挥其承载及塑性变形能力,防止发生脆性破坏, 有利于梁柱节点最大限度地发挥其抗震性能．

2) 循环加载下节点试件的滞回曲线呈饱满的梭形, 表明节点有可靠的耗能能力,加固作用显著．

3) 循环加载下节点刚度退化规律相似,节点经加腋加固后延迟了节点刚度退化的速度．