冷彎薄壁方鋼管梁柱加腋節(jié)點(diǎn)抗震性能研究

張春濤，李正良，2，王汝恒，賈 彬，

(1.重慶大學(xué) 土木工程學(xué)院，重慶 400045;2.重慶大學(xué) 山地城鎮(zhèn)建設(shè)與新技術(shù)教育部重點(diǎn)實(shí)驗(yàn)室，重慶 400045;3.西南科技大學(xué) 土木工程與建筑學(xué)院，綿陽(yáng) 621010)

上世紀(jì)90年代初期，Northridge和Kobe大地震中鋼框架梁柱的傳統(tǒng)焊接節(jié)點(diǎn)產(chǎn)生了大量脆性破壞。梁柱連接焊縫出現(xiàn)脆性斷裂或脆性裂紋，而節(jié)點(diǎn)鋼梁卻尚未出現(xiàn)塑性變形，未達(dá)到預(yù)期的抗震設(shè)計(jì)要求，抗震可靠性能受到了廣泛質(zhì)疑［1－4］。為此，在震后研究中減小梁柱焊縫應(yīng)力改善節(jié)點(diǎn)區(qū)域延性性能，迫使鋼梁出現(xiàn)塑性鉸，成為改善節(jié)點(diǎn)抗震設(shè)計(jì)的重要思路。

局部削弱梁截面或在梁端焊接加勁腋板迫使節(jié)點(diǎn)梁產(chǎn)生塑性鉸是改善節(jié)點(diǎn)延性的兩種重要方法。其中加腋節(jié)點(diǎn)由于既能在提高節(jié)點(diǎn)抗彎強(qiáng)度的同時(shí)，又能有效改變節(jié)點(diǎn)梁的剪力轉(zhuǎn)移機(jī)理，降低結(jié)構(gòu)對(duì)節(jié)點(diǎn)焊縫韌性的要求，迫使節(jié)點(diǎn)梁產(chǎn)生塑性鉸，充分發(fā)揮其塑性耗能性能，獲得了廣泛關(guān)注。美國(guó)SAC Joint Venture［5］通過(guò)試驗(yàn)對(duì)不同規(guī)格的梁柱加腋節(jié)點(diǎn)進(jìn)行了研究，試件最大塑性鉸達(dá)到了0.05 rad，試驗(yàn)結(jié)果良好，為此SAC委員會(huì)提出了梁柱加腋節(jié)點(diǎn)不同形式的細(xì)部構(gòu)造。Uang等［6］在對(duì)四個(gè)足尺試件進(jìn)行靜、動(dòng)力試驗(yàn)的基礎(chǔ)上，提出了加腋節(jié)點(diǎn)地震響應(yīng)的簡(jiǎn)化計(jì)算模型，但該模型假設(shè)了節(jié)點(diǎn)柱彎曲狀態(tài)應(yīng)力按線性分布;并利用往復(fù)加載試驗(yàn)對(duì)梁柱加腋節(jié)點(diǎn)和局部削弱梁截面的改進(jìn)節(jié)點(diǎn)進(jìn)行了滯回性能研究，通過(guò)對(duì)不同工況下兩類節(jié)點(diǎn)的6個(gè)試件進(jìn)行對(duì)比分析，發(fā)現(xiàn)加勁腋板有效改善了節(jié)點(diǎn)的滯回性能，提高了節(jié)點(diǎn)梁塑性變形的能力［7］，但該試驗(yàn)中僅對(duì)梁端下翼緣進(jìn)行了加腋處理，導(dǎo)致個(gè)別試件節(jié)點(diǎn)梁上翼緣出現(xiàn)了脆性破壞。Yu等［8］通過(guò)試驗(yàn)得到了加勁腋板能明顯改善節(jié)點(diǎn)梁的剪力傳遞機(jī)理，提出了節(jié)點(diǎn)梁翼緣焊縫應(yīng)力水平的簡(jiǎn)化計(jì)算模型，該模型能夠同時(shí)考慮節(jié)點(diǎn)梁和加勁腋板之間的相互作用力和變形能力。Lee等［9］對(duì)加腋節(jié)點(diǎn)的延性及破壞特征進(jìn)行了詳細(xì)研究。

綜上所述，不難發(fā)現(xiàn)上述學(xué)者均是對(duì)普通鋼框架結(jié)構(gòu)的梁柱加腋節(jié)點(diǎn)進(jìn)行了相關(guān)研究，為此領(lǐng)域打下了良好基礎(chǔ)。但關(guān)于冷彎薄壁鋼管梁柱加腋節(jié)點(diǎn)的研究尚少，限制了冷彎薄壁構(gòu)件在抗震地區(qū)的應(yīng)用。2008年汶川地震后，冷彎薄壁型鋼焊接節(jié)點(diǎn)在災(zāi)區(qū)重建中被廣泛采用(如圖1所示)。但冷彎薄壁型鋼構(gòu)件壁厚僅1～3mm，強(qiáng)度質(zhì)量比高，焊接連接應(yīng)用少，梁柱節(jié)點(diǎn)連接方式及力學(xué)性能還有待進(jìn)一步研究。為此，本文依據(jù)“強(qiáng)柱弱梁”的抗震設(shè)計(jì)思想和控制塑性鉸位置的思路［10］，在梁端加設(shè)了加勁腋板。并利用低周往復(fù)加載試驗(yàn)及有限元數(shù)值分析，對(duì)不同軸壓比下普通節(jié)點(diǎn)和加腋節(jié)點(diǎn)的8個(gè)足尺試件進(jìn)行了研究，通過(guò)對(duì)比分析討論了兩類節(jié)點(diǎn)的破壞模式、滯回性能，延性及耗能性能等。

圖1 冷彎薄壁型鋼梁柱節(jié)點(diǎn)Fig.1 Connection of cold-formed thin-walled steel structure

1 試驗(yàn)概況與加載制度

1.1 試件設(shè)計(jì)與制作

根據(jù)參考文獻(xiàn)［10］的規(guī)定和參照實(shí)際鋼結(jié)構(gòu)工程，設(shè)計(jì)了兩類節(jié)點(diǎn)試件，如圖2所示。為了真實(shí)模擬循環(huán)荷載作用下梁柱節(jié)點(diǎn)在實(shí)際結(jié)構(gòu)中的受力和變形特征，試件對(duì)梁柱節(jié)點(diǎn)的空間性以及節(jié)點(diǎn)間的相互作用進(jìn)行了考慮，在兩平面梁柱節(jié)點(diǎn)之間設(shè)置一縱向鋼管梁，組成三維雙節(jié)點(diǎn)空間模型。同時(shí)，為了通過(guò)對(duì)比分析，更好地研究加腋節(jié)點(diǎn)的抗震性能，鋼管梁柱采用了不同的連接方式:圖2(a)為普通節(jié)點(diǎn)J，縱橫梁與鋼管柱均采用普通焊接方式連接;圖2(b)為加腋節(jié)點(diǎn)WJ，按“強(qiáng)節(jié)點(diǎn)，強(qiáng)錨固”的抗震設(shè)計(jì)原則，在普通節(jié)點(diǎn)J連接方式的基礎(chǔ)上進(jìn)行改進(jìn)，兩橫梁上下翼緣與柱焊接處均增設(shè)墊板(120mm×100mm×3mm)和等邊三角形腋板(100mm×3mm)，以達(dá)到增加節(jié)點(diǎn)的強(qiáng)度和變形能力，而縱梁與柱則直接焊接，與普通節(jié)點(diǎn)連接方式相同。

圖2 節(jié)點(diǎn)構(gòu)造Fig.2 Detail structure of connections

兩類節(jié)點(diǎn)均采用足尺試件，鋼管梁柱幾何參數(shù)分別為:柱截面尺寸為120mm×120mm×3mm，柱高為1200mm;梁截面尺寸為100mm×100mm×2.0mm，跨度為800mm。鋼管柱兩端分別焊接截面尺寸為200mm×200mm×12mm的端板并加鉆8個(gè)Φ18mm的栓孔，然后用4.8級(jí)M16高強(qiáng)螺栓與支座連接，試件梁柱連接焊縫用E43型焊條進(jìn)行手工電弧焊焊接，試件成品如圖3所示。同時(shí)，按照參考文獻(xiàn)［11］的規(guī)定，在節(jié)點(diǎn)試件各構(gòu)件中截取標(biāo)準(zhǔn)拉伸樣坯，然后按照參考文獻(xiàn)［12］的要求加工成材性試驗(yàn)試件。所有材性試驗(yàn)試件與梁柱節(jié)點(diǎn)試件同期加工，并按母材表面的處理方式對(duì)其進(jìn)行拋丸除銹處理，材料力學(xué)性能指標(biāo)見(jiàn)表1。與一般鋼材相比，本次試驗(yàn)中彈性模量受鋼材煉制工藝影響而偏小，為降低不同爐次的影響，各材性參數(shù)均為三個(gè)試件的平均值。

圖3 梁柱節(jié)點(diǎn)試件Fig.3 Specimens of connection

表1 材料力學(xué)性能指標(biāo)Tab.1 Material characteristics of specimens

1.2 加載裝置與測(cè)點(diǎn)布置

1.2.1 加載裝置

試驗(yàn)中，因兩類梁柱節(jié)點(diǎn)試件結(jié)構(gòu)形式復(fù)雜，傳統(tǒng)的MTS電液伺服加載系統(tǒng)尚不能滿足要求。因此，按照參考文獻(xiàn)［13］中幾何可變式試驗(yàn)架的規(guī)定，項(xiàng)目組自行開(kāi)發(fā)設(shè)計(jì)了一套改進(jìn)加載試驗(yàn)系統(tǒng)，通過(guò)改進(jìn)試驗(yàn)架的構(gòu)造措施考慮了試件復(fù)雜的空間性，改進(jìn)后加載裝置如圖4所示。

圖4 試驗(yàn)改進(jìn)加載裝置圖Fig.4 Detail diagram of improved test setup

1.2.2 測(cè)點(diǎn)布置

試件測(cè)點(diǎn)布置見(jiàn)圖5，試驗(yàn)中共使用了7個(gè)位移計(jì)和3個(gè)百分表，位移計(jì)1～4用于測(cè)量橫梁的變形，位移計(jì)5測(cè)量柱側(cè)向位移，位移計(jì)6和7測(cè)量柱的平面內(nèi)位移，其中以位移計(jì)4的測(cè)值作為施加往復(fù)荷載的控制位移Δ。同時(shí)，試件梁柱平面上布置64個(gè)測(cè)點(diǎn)，并通過(guò)四臺(tái)DH3815應(yīng)變采集箱采集應(yīng)變數(shù)據(jù)，觀察在往復(fù)荷載作用下節(jié)點(diǎn)區(qū)附近的梁柱翼緣應(yīng)變的變化情況，了解兩類節(jié)點(diǎn)的屈服與破壞機(jī)制。

圖5 位移計(jì)布置Fig.5 Arrangement of displacementer

1.3 試驗(yàn)步驟與加載制度

根據(jù)參考文獻(xiàn)［13］的規(guī)定，并結(jié)合本次試驗(yàn)自身的特點(diǎn)，采用荷載－位移雙控加載制度對(duì)節(jié)點(diǎn)施加往復(fù)荷載，加載示意圖如圖6所示。試驗(yàn)加載步驟分為兩個(gè)階段:①根據(jù)方鋼管柱的截面承載力，對(duì)兩類節(jié)點(diǎn)各試件(普通節(jié)點(diǎn) J試件編號(hào):J－1、J－2、J－3、J－4;加腋節(jié)點(diǎn) WJ試件編號(hào):WJ－1、WJ－2，WJ－3、WJ－4)的柱子分別施加軸壓比 0.2、0.4、0.6、0.8，對(duì)應(yīng)的軸力分別為 120 kN、240 kN、360 kN、420 kN。②正式加載前為了消除構(gòu)件安裝縫隙、檢查裝置及儀表是否正常工作等，需進(jìn)行預(yù)載。③正式加載時(shí)，首先按每級(jí)20 kN對(duì)鋼管柱進(jìn)行加載，直至預(yù)定軸壓力為止。然后通過(guò)自平衡反力架上、下的千斤頂對(duì)橫梁施加往復(fù)荷載。

圖6 荷載－位移雙控加載制度Fig.6 The P－Δ double control loading system

2 實(shí)驗(yàn)現(xiàn)象及破壞模式

往復(fù)荷載作用下，兩類節(jié)點(diǎn)以及同類節(jié)點(diǎn)的不同試件之間的試驗(yàn)現(xiàn)象和最終破壞模式均有明顯差異。主要表現(xiàn)在:①軸壓比對(duì)節(jié)點(diǎn)的破壞過(guò)程存在較大影響。軸壓比為0.2和0.4時(shí)，兩類節(jié)點(diǎn)均經(jīng)歷明顯的彈塑性變形階段，節(jié)點(diǎn)往復(fù)次數(shù)多，變形大;隨軸壓比增加到0.6和0.8時(shí)，荷載循環(huán)次數(shù)減少，節(jié)點(diǎn)脆性破壞特征明顯增加;軸壓比小于0.6時(shí)，與普通節(jié)點(diǎn)相比加腋節(jié)點(diǎn)受軸壓比影響相對(duì)較小，節(jié)點(diǎn)承受循環(huán)荷載次數(shù)較多塑性變形充分;與加腋節(jié)點(diǎn)相比普通節(jié)點(diǎn)的破壞過(guò)程受軸壓比影響較大。②節(jié)點(diǎn)最終破壞特征亦隨軸壓比不同而發(fā)生變化。軸壓比小于0.6時(shí)，兩類節(jié)點(diǎn)鋼管梁柱協(xié)同變形能力較大，最終破壞時(shí)普通節(jié)點(diǎn)的柱棱角開(kāi)裂較小且梁柱焊縫亦出現(xiàn)小裂紋，而加腋節(jié)點(diǎn)則為腋板邊緣處梁壁出現(xiàn)屈曲，鋼管柱棱角未出現(xiàn)裂紋;軸壓比為0.6和08時(shí)，梁柱協(xié)同變形能力減小，普通節(jié)點(diǎn)最終破壞時(shí)鋼管柱棱角開(kāi)裂隨軸壓比增加而增大，加腋節(jié)點(diǎn)鋼管梁局部屈曲變形增大。③加勁腋板對(duì)節(jié)點(diǎn)的受力和變形亦產(chǎn)生明顯影響，致使相同軸壓比下兩類節(jié)點(diǎn)試件的最終破壞模式不同。如圖7(a)～(d)所示，普通節(jié)點(diǎn)的最終破壞均是由鋼管柱壁棱角開(kāi)裂或梁柱連接焊縫拉裂引起。而加腋節(jié)點(diǎn)各試件的最終破壞則是鋼管梁塑性變形過(guò)大出現(xiàn)局部屈曲，破壞模式如圖7(e)～(h)所示。

加載過(guò)程中，控制位移Δ向下10mm時(shí)，不同軸壓比下普通節(jié)點(diǎn)的鋼管柱腹板出現(xiàn)最大壓應(yīng)變?yōu)?260 μξ，鋼管梁的最大拉應(yīng)變?yōu)?10 μξ和最大壓應(yīng)變?yōu)?88 μξ;但加腋節(jié)點(diǎn)的鋼管柱出現(xiàn)最大壓應(yīng)變?yōu)?030 μξ，鋼管梁的最大拉壓應(yīng)變分別為1313 μξ和1422 μξ。普通節(jié)點(diǎn)梁柱應(yīng)變隨軸壓比增加呈先增加后減小的變化趨勢(shì)，軸壓比為0.2時(shí)達(dá)到最大值;加腋節(jié)點(diǎn)柱的壓應(yīng)變隨軸壓比呈線性增加，軸壓比為0.8時(shí)達(dá)到最大值，而梁的拉壓應(yīng)變隨軸壓比亦呈先增后減變化，軸壓比為0.4時(shí)才達(dá)到最大值。開(kāi)始加載的幾個(gè)往復(fù)循環(huán)過(guò)程中，兩類節(jié)點(diǎn)均呈彈性狀態(tài)，梁端殘余變形小。隨往復(fù)荷載增加，Δ為20mm時(shí)，普通節(jié)點(diǎn)的鋼管柱棱角被拉裂，同時(shí)梁柱焊縫出現(xiàn)輕微裂紋，此時(shí)節(jié)點(diǎn)承載力隨軸壓比增加從19.23 kN減小到18.5 kN，部分應(yīng)變片測(cè)值達(dá)到屈服應(yīng)變1700 μξ;Δ為15mm時(shí)，加勁腋板邊緣處梁下翼緣出現(xiàn)輕微向內(nèi)凹陷，兩則向外輕微鼓曲，此時(shí)節(jié)點(diǎn)承載力約為21.5 kN隨軸壓比變化較小，并且應(yīng)變測(cè)值均小于屈服應(yīng)變。Δ為25mm時(shí)，普通節(jié)點(diǎn)突然發(fā)出一聲巨響，鋼管柱棱角開(kāi)裂，峰值位移處對(duì)應(yīng)承載力小于上一循環(huán)，節(jié)點(diǎn)殘余變形約為20mm隨軸壓比變化較小;該循環(huán)中加腋節(jié)點(diǎn)承載力繼續(xù)增加，隨軸壓比增大從22.5 kN減小到19.2 kN，鋼管梁屈曲變形加大，而殘余變形卻隨軸壓比增加從10mm增加到22mm，然后減小到13mm。Δ增加到40mm時(shí)候，普通節(jié)點(diǎn)的鋼管柱棱角部位裂縫明顯增大，承載力繼續(xù)降低，節(jié)點(diǎn)域的部分應(yīng)變片退出工作，而此時(shí)鋼管梁的應(yīng)變呈現(xiàn)減小變化趨勢(shì);不同軸壓比下普通節(jié)點(diǎn)最終破壞形式為鋼管柱棱角被拉裂，節(jié)點(diǎn)域的柱腹板屈曲，并且梁柱焊接裂縫開(kāi)裂。加腋節(jié)點(diǎn)梁的變形速度隨荷載往復(fù)運(yùn)動(dòng)加快，梁上部分應(yīng)變片退出工作，而鋼管柱上的應(yīng)變片卻仍處于彈性工作階段，且承載力小于上個(gè)循環(huán)，此時(shí)梁的承載力已經(jīng)進(jìn)入下降階段，節(jié)點(diǎn)最終破壞為鋼管梁變形過(guò)大出現(xiàn)局部屈曲，但當(dāng)軸壓比為0.8時(shí)加腋節(jié)點(diǎn)試件的鋼管柱棱角亦被拉裂。

圖7 節(jié)點(diǎn)破壞模式Fig.7 Failure modes of connections

3 試驗(yàn)結(jié)果與分析

3.1 滯回性能分析

梁柱節(jié)點(diǎn)是罕遇地震作用下結(jié)構(gòu)抗震性能的關(guān)鍵部位，只有了解了節(jié)點(diǎn)在低周往復(fù)荷載作用下的滯回性能才能正確評(píng)價(jià)其抗震能力。圖8給出了兩類節(jié)點(diǎn)在不同軸壓比下的滯回曲線，對(duì)比分析可知:① 軸壓比對(duì)兩類節(jié)點(diǎn)的滯回曲線影響大，隨軸壓比增大節(jié)點(diǎn)脆性破壞特征增加，節(jié)點(diǎn)往復(fù)次數(shù)降低，滯回環(huán)環(huán)數(shù)明顯減少而且逐漸趨于一條直線。對(duì)比圖8(a)～(b)與圖8(e)～(f)可見(jiàn)，軸壓比小于0.4時(shí)，因加勁腋板增強(qiáng)了節(jié)點(diǎn)剛度，提高了節(jié)點(diǎn)的變形能力，致使加腋節(jié)點(diǎn)的滯回環(huán)數(shù)較普通節(jié)點(diǎn)多且形狀飽滿，鋼管梁的塑性變形性能得到了充分發(fā)揮;當(dāng)軸壓比增加到0.6時(shí)，鋼管柱軸壓力增大變形能力減小，兩類節(jié)點(diǎn)的滯回性能均受到明顯影響，尤其是加腋節(jié)點(diǎn)在軸壓比為0.8時(shí)滯回環(huán)數(shù)和包絡(luò)面積急劇縮減。可見(jiàn)當(dāng)軸壓比較小時(shí)加勁腋板能增強(qiáng)節(jié)點(diǎn)的強(qiáng)度和變形能力，當(dāng)軸壓比較高時(shí)加勁腋板亦能增加節(jié)點(diǎn)的承載力但是節(jié)點(diǎn)變形能力相應(yīng)降低。② 同一級(jí)循環(huán)荷載，加腋節(jié)點(diǎn)后續(xù)滯回環(huán)與首次循環(huán)滯回環(huán)的荷載值存在明顯差距，節(jié)點(diǎn)存在明顯強(qiáng)度退化，并且隨軸壓比越大強(qiáng)度退化越明顯。對(duì)比分析圖8(a)～(d)滯回曲線可知軸壓比較小時(shí)普通節(jié)點(diǎn)強(qiáng)度退化不明顯，隨軸壓比增加滯回環(huán)荷載峰值差距增大，強(qiáng)度退化越明顯。③ 兩類節(jié)點(diǎn)試件在初始加載階段P–Δ曲線滯回環(huán)面積較小，荷載與位移之間呈直線變化，在節(jié)點(diǎn)往復(fù)過(guò)程中，殘余變形亦極小，構(gòu)件基本上處于彈性工作狀態(tài)。但隨荷載進(jìn)一步增加，P–Δ曲線滯回環(huán)開(kāi)始呈現(xiàn)曲線形，而且隨往復(fù)荷載逐級(jí)增加節(jié)點(diǎn)的非彈性性能越來(lái)越明顯，滯回曲線開(kāi)始逐漸向位移軸傾斜而且普通節(jié)點(diǎn)的傾斜更嚴(yán)重，承載力開(kāi)始逐漸下降，梁端的殘余變形逐漸增加，并且每次卸載后殘余變形的增加值大致相同。

圖8 P－Δ滯回曲線Fig.8 P－Δ hysteretic curves

3.2 剛度退化曲線

往復(fù)荷載作用下，隨循環(huán)荷載和控制位移Δ的幅值增加，塑性變形不斷發(fā)展，剛度逐漸退化。本文采用同一級(jí)位移所對(duì)應(yīng)的割線剛度來(lái)表示構(gòu)件在低周往復(fù)荷載作用下剛度退化的特性。兩類節(jié)點(diǎn)的剛度曲線如圖9所示，對(duì)比分析可知:普通節(jié)點(diǎn)的初始剛度隨軸壓比增加而減小，當(dāng)軸壓比為0.2時(shí)，J－1的初始剛度為1330 kN·m，而當(dāng)軸壓比增加到0.8時(shí)，J－4初始剛度為1130 kN·m，減少了200 kN·m。但是當(dāng)軸壓比增加到0.8時(shí)，加腋節(jié)點(diǎn)的初始剛度從1580 kN·m增加到1740 kN·m，增加了160 kN·m。由此可見(jiàn)，加腋肋板提高了節(jié)點(diǎn)的初始剛度，防止了節(jié)點(diǎn)在荷載作用下產(chǎn)生過(guò)大的初始變形。

隨循環(huán)荷載繼續(xù)增加，兩類節(jié)點(diǎn)的剛度均出現(xiàn)明顯退化，控制位移越大，剛度退化越嚴(yán)重，軸壓比越大剛度退化越快。并且由于包辛格效應(yīng)，在同一循環(huán)荷載中，節(jié)點(diǎn)反向施載到相同控制位移Δ時(shí)其剛度明顯小于第一次加載到相同控制位移Δ時(shí)的剛度。同時(shí)對(duì)比圖9(a)與(b)也可看出相同往復(fù)荷載作用下加腋節(jié)點(diǎn)的剛度退化速度明顯大于普通節(jié)點(diǎn)。

圖9 剛度退化曲線Fig.9 Stiffness degenerated curves

3.3 延性及耗能性能

延性比是結(jié)構(gòu)延性好壞的衡量標(biāo)準(zhǔn)，一般通過(guò)結(jié)構(gòu)極限位移Δu與屈服位移Δy之比μ來(lái)表示。兩類節(jié)點(diǎn)各試件的屈服位移、極限位移及延性系數(shù)如表2所示，不同軸壓比下加腋節(jié)點(diǎn)梁與普通節(jié)點(diǎn)相比極限位移和屈服位移較大，延性系數(shù)高，抗震性能好。加勁腋板能增強(qiáng)節(jié)點(diǎn)區(qū)域的剛度使節(jié)點(diǎn)梁的彈塑性得到充分發(fā)揮，提高了節(jié)點(diǎn)的延性及往復(fù)變形次數(shù)。

結(jié)構(gòu)耗能特性和阻尼是衡量結(jié)構(gòu)抗震性能的重要指標(biāo)，根據(jù)參考文獻(xiàn)［10］的規(guī)定，計(jì)算可得衡量節(jié)點(diǎn)能量耗散能力的耗能系數(shù)E。實(shí)際應(yīng)用中，等效粘滯阻尼比he亦是常用來(lái)衡量結(jié)構(gòu)耗能能力的另一指標(biāo)，等效粘滯阻尼比越大，結(jié)構(gòu)的耗能能力越強(qiáng)。同時(shí)，在地震持續(xù)時(shí)間較長(zhǎng)時(shí)，還需用累計(jì)能量消耗系數(shù)ηa來(lái)考慮節(jié)點(diǎn)累計(jì)耗能的能力。

兩類節(jié)點(diǎn)耗能系數(shù)如表2所示，普通節(jié)點(diǎn)的耗能系數(shù)E和等效粘滯阻尼系數(shù)he受軸壓比的影響小，隨軸壓比增加E和he減少了0.131和0.021，但累積耗能系數(shù)ηa卻減少了2.45。與普通節(jié)點(diǎn)相比，軸壓比對(duì)加腋節(jié)點(diǎn)耗能性能的影響更大，E、he和ηa隨軸壓比增加均有明顯下降，分別減少了 0.487、0.076 和 10.56。由上述數(shù)據(jù)可知軸壓比對(duì)加腋節(jié)點(diǎn)累積耗能性能影響最大，隨軸壓比增加加腋節(jié)點(diǎn)累積耗能能力急劇下降，但是試驗(yàn)中加腋節(jié)點(diǎn)累積耗能系數(shù)的最小值都大于普通節(jié)點(diǎn)的最大值。同時(shí)，由表2可得不同軸壓比下普通節(jié)點(diǎn)的 E、he和 ηa的平均值分別為 1.18、0.19 和 8.45，而加腋節(jié)點(diǎn)的 E、he和 ηa的平均值則為 1.66、0.26 和15，可見(jiàn)加勁腋板提高了節(jié)點(diǎn)的強(qiáng)度、剛度以及各耗能系數(shù)，改善了節(jié)點(diǎn)的抗震性能。實(shí)際工程中，在抗震設(shè)防烈度高的地區(qū)，可考考慮采用加腋節(jié)點(diǎn)。

表2 延性比及耗能系數(shù)Tab.2 Energy dissipated capability and ductility coefficient

3.4 節(jié)點(diǎn)梁柱位移分析

往復(fù)荷載作用下，通過(guò)對(duì)節(jié)點(diǎn)域周圍梁柱位移的變化情況進(jìn)行分析，可進(jìn)一步了解節(jié)點(diǎn)的抗震性能。軸壓比為0.2和0.8時(shí)兩類節(jié)點(diǎn)梁的位移曲線(前幾個(gè)荷載循環(huán))如圖10所示，往復(fù)荷載較小時(shí)，兩類節(jié)點(diǎn)梁變形小，沿橫梁長(zhǎng)度L布置的位移計(jì)(1，2，3)測(cè)值δb連線為直線，未有明顯曲率，節(jié)點(diǎn)產(chǎn)生轉(zhuǎn)角位移。隨往復(fù)荷載增加，位移計(jì)測(cè)值連線逐漸產(chǎn)生曲率，并隨往復(fù)荷載增加而增大。此時(shí)，加腋節(jié)點(diǎn)鋼管梁位移曲線在離節(jié)點(diǎn)20 cm處產(chǎn)生突變出現(xiàn)拐點(diǎn)，位移測(cè)值連線曲率增大，鋼管梁在該區(qū)域出現(xiàn)了塑性鉸，并且隨軸壓比增加鋼管梁的彎曲程度增大。但整個(gè)往復(fù)加載過(guò)程中，不同軸壓比下普通節(jié)點(diǎn)的鋼管梁均未出現(xiàn)塑性鉸，可見(jiàn)加腋節(jié)點(diǎn)達(dá)到了“強(qiáng)節(jié)點(diǎn)，弱桿件”的預(yù)期設(shè)計(jì)效果。同時(shí)，與普通節(jié)點(diǎn)相比軸壓比對(duì)加腋節(jié)點(diǎn)橫梁的位移幅值較小，不同軸壓比下橫向鋼管梁均出現(xiàn)塑性鉸。

圖11給出了軸壓比為0.2和0.8時(shí)，前幾個(gè)往復(fù)荷載循環(huán)中鋼管柱在平面內(nèi)(位移計(jì)6、7測(cè)值)與平面外(位移計(jì)5測(cè)值)側(cè)移的變化情況。不同軸壓比下，加腋節(jié)點(diǎn)鋼管柱的平面外側(cè)移隨Δ增加而增大，并且側(cè)移曲線具有明顯曲率，約3mm達(dá)到最大值。而普通節(jié)點(diǎn)鋼管柱的側(cè)移則隨Δ呈線性增加，約1.5mm達(dá)到最大值，然后柱平面外側(cè)移因棱角開(kāi)裂和正向循環(huán)荷載作用下鋼管柱側(cè)面受拉而逐漸下降。但是相同控制位移Δ處，兩類節(jié)點(diǎn)鋼管柱側(cè)移均隨軸壓比增加而下降。負(fù)向循環(huán)荷載作用下，加腋節(jié)點(diǎn)平面外側(cè)移相對(duì)較小。由此可見(jiàn)，加勁腋板提高了鋼管柱自身變形的能力，循環(huán)荷載作用下鋼管柱彈塑性性能得到發(fā)揮，但是普通節(jié)點(diǎn)試件因節(jié)點(diǎn)區(qū)域剛度和強(qiáng)度較弱自身變形較大，致使鋼管柱直到節(jié)點(diǎn)破壞時(shí)還處于彈性變形階段。普通節(jié)點(diǎn)柱平面內(nèi)側(cè)位與平面外側(cè)移變化相同，而加腋節(jié)點(diǎn)的平面內(nèi)側(cè)移的變化相對(duì)復(fù)雜，但均小于平面外的側(cè)移;而且隨軸壓比增加四個(gè)加腋節(jié)點(diǎn)試件的鋼管柱平面內(nèi)側(cè)移逐漸減小，最大值分別為13.1mm、11.7mm、5.5mm、4.6mm。

4 有限元數(shù)值分析

4.1 單元模型

本文采用ANSYS軟件對(duì)兩類節(jié)點(diǎn)進(jìn)行有限元分析，鋼管采用三維各向同性8節(jié)點(diǎn)實(shí)體單元Solid95進(jìn)行建模，柱上、下端采用固結(jié)約束?？紤]材料非線性，采用多線性等向強(qiáng)化模型，使用多條直線段來(lái)模擬彈塑性材料的本構(gòu)關(guān)系，材料遵守von Mises屈服準(zhǔn)則及雙線性隨動(dòng)強(qiáng)化(BKIN)準(zhǔn)則。為真實(shí)反映試驗(yàn)與理論計(jì)算結(jié)果的偏差，在理論計(jì)算中模型參數(shù)均按表1設(shè)置，模型有限元網(wǎng)格劃分如圖12所示。

圖12 焊接節(jié)點(diǎn)有限元模型Fig.12 Finite model of connections

4.2 結(jié)果對(duì)比

4.2.1 承載力

不同軸壓比下，兩類節(jié)點(diǎn)試件承載力的試驗(yàn)值和有限元數(shù)值計(jì)算值如表3所示，分析可知:① 隨軸壓比增加，兩類節(jié)點(diǎn)屈服荷載Py的試驗(yàn)值PEy和計(jì)算值PFey均未出現(xiàn)明顯變化，而且與普通節(jié)點(diǎn)相比加腋節(jié)點(diǎn)的屈服荷載值Py亦未得到明顯提高。② 軸壓比從0.2增加到0.8時(shí)，普通節(jié)點(diǎn)極限承載力的試驗(yàn)值PEu降低了1.68 kN，而加腋節(jié)點(diǎn)只降低了0.26 kN，但是兩類節(jié)點(diǎn)極限承載力的有限元計(jì)算值PFEu卻未出現(xiàn)明顯變化。同時(shí)，計(jì)算可得不同軸壓比下兩類節(jié)點(diǎn)試件極限承載力的最大值和最小值僅變化8%。③ 不同軸壓比下與普通節(jié)點(diǎn)相比加腋節(jié)點(diǎn)極限承載力的試驗(yàn)值和計(jì)算值均得到了明顯提高。計(jì)算整理可得加腋節(jié)點(diǎn)與普通節(jié)點(diǎn)的承載力均值分別為20 kN和16 kN。由此可見(jiàn)，加腋節(jié)點(diǎn)及普通節(jié)點(diǎn)的屈服荷載和極限荷載均不隨軸壓比的增加而發(fā)生變化;雖然加勁腋板不能提高節(jié)點(diǎn)的屈服荷載，但是能夠明顯提高節(jié)點(diǎn)的極限荷載，改善節(jié)點(diǎn)的極限承載力。

同時(shí)，對(duì)比分析兩類節(jié)點(diǎn)試驗(yàn)結(jié)果和有限元數(shù)值計(jì)算結(jié)果可知，因以下因素致使有限元數(shù)值計(jì)算結(jié)果均高于試驗(yàn)結(jié)果:① 試驗(yàn)中試件支座與有限元模型的邊界條件存在差距。有限元計(jì)算時(shí)試件中鋼管柱的上下支座均假設(shè)為理想固結(jié)，但實(shí)際試驗(yàn)加載過(guò)程中鋼管柱的彎曲變形等致使柱上下端板均產(chǎn)生了轉(zhuǎn)動(dòng)變形，表現(xiàn)出一定程度的鉸接性質(zhì)。② 有限元數(shù)值計(jì)算中本構(gòu)模型較為理想，與試驗(yàn)?zāi)Ｐ痛嬖谝欢ǖ恼`差。③ 文中節(jié)點(diǎn)試件為三維空間節(jié)點(diǎn)模型，梁柱構(gòu)件較多，焊縫增加，提高了控制焊接質(zhì)量的難度，而有限元數(shù)值計(jì)算中則不存在此問(wèn)題。④ 其他試驗(yàn)誤差等因素的影響致使試驗(yàn)值較有限元數(shù)值計(jì)算值減小。上述各因素致使試驗(yàn)和計(jì)算結(jié)果未能十分精確地相吻合，但是與試驗(yàn)結(jié)果相比計(jì)算結(jié)果的最大偏差亦未超過(guò)15%。

表3 節(jié)點(diǎn)承載力對(duì)比分析Tab.3 Comparison of experimental and simulated results

4.2.2 骨架曲線

本次分析取第一循環(huán)峰值點(diǎn)連接組成的包絡(luò)線作為骨架曲線，普通節(jié)點(diǎn)試件的骨架曲線如圖13所示。圖13(a)與圖13(b)中骨架曲線形狀相同，各試件試驗(yàn)和有限元數(shù)值計(jì)算的荷載值P相差較小，并且隨Δ的變化趨勢(shì)相似。開(kāi)始加載階段兩類骨架曲線均出現(xiàn)直線段，荷載P呈線性增加，試件處于彈性階段;隨循環(huán)荷載增加節(jié)點(diǎn)進(jìn)入彈塑性變形，并達(dá)到極限承載力，隨后節(jié)點(diǎn)進(jìn)入塑性變形，承載力逐漸下降。圖14給出了加腋節(jié)點(diǎn)的骨架曲線，圖14(b)中有限元數(shù)值計(jì)算的骨架曲線較真實(shí)地模擬出了圖14(a)中試驗(yàn)骨架曲線的發(fā)展趨勢(shì)，試驗(yàn)中不同軸壓比下各加腋節(jié)點(diǎn)試件的塑性變形和承載力下段均得到了真實(shí)的反映。

同時(shí)，由圖13可見(jiàn)控制位移在－5mm～5mm之間普通節(jié)點(diǎn)的骨架曲線基本為一直線并且曲線間間距小，比較接近，表明在彈性變形階段軸壓比對(duì)節(jié)點(diǎn)的承載力影響較小;而由圖14可知加腋節(jié)點(diǎn)在控制位移－15mm～15mm之間的骨架曲線均為直線，可見(jiàn)加勁腋板亦可提高梁柱節(jié)點(diǎn)的彈性變形能力。② 隨往復(fù)荷載增加，節(jié)點(diǎn)達(dá)到極限承載力，而且各節(jié)點(diǎn)極限承載力隨軸壓比增加有較小的下降。這與4.2.1關(guān)于兩類節(jié)點(diǎn)承載力的分析是一致的。③ 達(dá)到極限荷載后，各節(jié)點(diǎn)試件的承載力隨即進(jìn)入下降階段。由圖14可知加腋節(jié)點(diǎn)承載力下降階段較普通節(jié)點(diǎn)明顯，而且下載階段相對(duì)較長(zhǎng)，節(jié)點(diǎn)存在良好的塑性變形。并且在同一往復(fù)荷載循環(huán)中，正向循環(huán)時(shí)加腋節(jié)點(diǎn)的承載力均大于負(fù)向循環(huán)時(shí)所得的承載力，表出明顯的包辛格效應(yīng)。

圖13 J節(jié)點(diǎn)P－Δ骨架曲線Fig.13 P－Δ skeleton curves of J

圖14 WJ節(jié)點(diǎn)P－Δ骨架曲線Fig.14 P－Δ skeleton curves of WJ

5 結(jié)論

本文對(duì)普通節(jié)點(diǎn)和加腋節(jié)點(diǎn)的抗震性能進(jìn)行了試驗(yàn)研究，基于試驗(yàn)結(jié)果及有限元數(shù)值計(jì)算分析得到了以下結(jié)論:

(1)相同軸壓比下加腋節(jié)點(diǎn)與普通節(jié)點(diǎn)試件的最終破壞模式不同。普通節(jié)點(diǎn)最終破壞均是由鋼管柱棱角開(kāi)裂或梁柱連接焊縫拉裂引起，而加腋節(jié)點(diǎn)則是因鋼管梁塑性變形過(guò)大出現(xiàn)局部屈曲導(dǎo)致節(jié)點(diǎn)失效。

(2)軸壓比對(duì)節(jié)點(diǎn)的滯回性能影響較大。隨軸壓比增加節(jié)點(diǎn)塑性變形能力降低，脆性破壞特征逐漸增加，滯回環(huán)和包絡(luò)面積急劇減小，耗能能力降低。

(3)加勁腋板能顯著提高節(jié)點(diǎn)的極限荷載，改善節(jié)點(diǎn)的極限承載力。試驗(yàn)中加腋節(jié)點(diǎn)與普通節(jié)點(diǎn)的承載力均值分別為20 kN和16 kN，與普通節(jié)點(diǎn)相比加腋節(jié)點(diǎn)承載力可提高25%左右。

(4)加勁腋板提高了節(jié)點(diǎn)的延性系數(shù)和往復(fù)變形次數(shù)，增大了節(jié)點(diǎn)的粘滯阻尼和耗能性性能，尤其對(duì)節(jié)點(diǎn)的累積耗能能力得到了顯著的提高，延長(zhǎng)了節(jié)點(diǎn)塑性變形時(shí)間，從而改善了節(jié)點(diǎn)的抗震性能。

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