T型鋼厚度對半剛性連接平面鋼框架抗震性能的影響

(洛陽理工學院土木工程學院 河南 洛陽 471023；河南省裝配式建筑結(jié)構(gòu)工程技術(shù)研究中心 河南 洛陽 471023)

前言

半剛性連接鋼框架具有較好的延性及較高的承載力，可避免因焊縫缺陷導致地震作用下剛性連接節(jié)點出現(xiàn)的脆性破壞現(xiàn)象[1-3]。半剛性梁柱連接節(jié)點采用高強度螺栓連接，無需現(xiàn)場施焊，具有施工速度快，質(zhì)量容易保證等優(yōu)點。T型鋼梁柱連接節(jié)點作為具有施工方便成本低廉等優(yōu)點并且其剛度較大抗震性能較好，因此引起了國內(nèi)外學者的廣泛關(guān)注。Popov[4]、Piluso[5]等研究發(fā)現(xiàn)T型鋼連接鋼框架具有良好的力學性能。王新武、布欣等[6-8]對T型鋼連接空間節(jié)點進行了擬靜力試驗研究。宋曉光等[9]研究了T型鋼連接的受力機理并提出簡化滯回模型，戴紹斌[10]等利用有限元程序，研究了T型鋼的破壞形式和受力性能。研究結(jié)果表明，梁柱T型鋼連接節(jié)點具有較高承載力，良好的延性，抗震性能優(yōu)越。

目前關(guān)于T型鋼翼緣與腹板的厚度即連接件剛度對鋼框架在抗震性能方面的研究較少。本文采用通用有限元軟件ABAQUS，對3種不同剛度T型鋼連接的半剛性鋼框架進行有限元分析，研究其在低周循環(huán)荷載作用下的螺栓預緊力損失、梁柱塑性發(fā)展、框架滯回性能、延性、等效粘滯系數(shù)等抗震性能指標。

一、有限元模型

(一)模型建立

為研究平面內(nèi)兩層單跨半剛性連接鋼框架的整體抗震性能，設(shè)計制作1：2縮尺比例的試驗?zāi)Ｐ鸵妶D1，有限元模型見圖2，首層層高2.2m，二層層高2.0m，模型設(shè)計總高度4.2m。梁柱均采用Q235B熱軋H型鋼，框架柱截面為HW175×175×8×11，為便于連接，柱頂向上延長300mm，設(shè)計柱長度4500mm，框架梁截面為HM194×150×6×9，設(shè)計長度3000mm。梁柱節(jié)點處T型鋼連接件采用熱軋H型鋼剖切而成，分別選取不同腹板和翼緣厚度的T型鋼連接件，每段截取長度150mm，有限元模型中T型鋼連接件的具體規(guī)格見表1。

圖1 框架試驗?zāi)Ｐ?/p>

圖2 框架有限元模型

表1框架節(jié)點連接件規(guī)格尺寸

模型名稱截面尺寸/mm×mm×mm材質(zhì)KJT14T168×200×9×14Q235BKJT16T170×200×10×16Q235BKJT18T172×200×11×18Q235B

依據(jù)材性試驗的數(shù)據(jù)，有限元計算時鋼材彈性模量取為206GPa，泊松比為0.3，所有螺栓采用10.9級M16摩擦型高強螺栓，施加螺栓預緊力為100kN，材料服從Von Mises屈服準則和隨動強化流動法則。加載制度采用位移控制的低周循環(huán)荷載，水平位移荷載施加在頂層框架節(jié)點處，位移步長Δ=15mm，每級荷載循環(huán)一周，加載至10Δ時計算終止。加載制度詳見圖3。

圖3 加載制度

(二)網(wǎng)格劃分及接觸定義

模型構(gòu)件中的網(wǎng)格采用六面體C3D8R減縮積分單元，相較于完全積分單元，在單元扭曲較大的情況下，減縮積分單元能保持較高的計算精度，防止單元剛度過大。為了提高計算精度，同時保證模型具有較好的收斂性，劃分網(wǎng)格時，在T型鋼、螺栓及梁柱節(jié)點等應(yīng)力集中區(qū)域和重點觀察區(qū)域?qū)W(wǎng)格進行加密處理，網(wǎng)格劃分如圖4所示。

考慮到構(gòu)件之間的接觸非線性屬性，接觸屬性定義為切向行為，定義摩擦公式為Penalty，摩擦系數(shù)為0.3。

圖4 節(jié)點網(wǎng)格劃分

二、有限元計算結(jié)果分析

(一)應(yīng)力分析

(a)KJT14應(yīng)力云圖

(b)KJT16應(yīng)力云圖

(c)KJT18應(yīng)力云圖

圖5為相同載荷條件下，不同厚度T型鋼連接件應(yīng)力云圖，提取各T型鋼連接件的最大Mise應(yīng)力，KJT14中T型鋼連接件的最大Mises應(yīng)力為518.6MPa，KJT16中T型鋼連接件的最大Mises應(yīng)力為472.1MPa，KJT18中T型鋼連接件的最大Mises應(yīng)力為433.2MPa。

隨著T型件剛度的增加，T型件最大應(yīng)力呈遞減趨勢，翼緣厚度由14mm至18mm每增加2mm，所受應(yīng)力降至較薄T型鋼的91%，KJT18相比KJT14，最大應(yīng)力為后者的83.5%。

圖6 KJT16一層節(jié)點(試驗)

圖7 KJT16一層節(jié)點(有限元)

圖6為試驗時一層節(jié)點處的變形情況，圖7為對應(yīng)有限元分析結(jié)果。試驗結(jié)果表明KJT16中T型鋼腹板與翼緣連接處及節(jié)點域柱腹板處率先進入塑性變形，并逐漸向周圍擴展，破壞首先出現(xiàn)在T型件腹板與翼緣交接處，其次出現(xiàn)在節(jié)點處柱腹板區(qū)域，有限元計算結(jié)果與試驗結(jié)果一致。

(二)高強螺栓預拉力分析

圖8為螺栓預拉力隨荷載等級的變化曲線，Bolt1、Bolt2為T型鋼翼緣處受拉壓螺栓，Bolt3、Bolt4為T型鋼腹板處受剪切螺栓，受拉壓螺栓的變化幅值更大，受剪切螺栓的衰減幅度更大。對比圖8(a)～(f)，螺栓預拉力在循環(huán)加載過程中均逐漸損失，底層節(jié)點處較二層節(jié)點處損失嚴重。至加載結(jié)束時，KJT14二層框架Bolt1衰減至初始值的75.84%，一層節(jié)點Bolt1衰減至初始值的1.19%，此時螺栓已失去作用，處于松弛狀態(tài)。厚翼緣由于比薄翼緣T型鋼剛度大，螺栓預拉力在加載過程中衰減更迅速，KJT14二層框架Bolt1衰減至初始值的75.84%，KJT16二層框架Bolt1衰減至初始值的64.82%，KJT18二層框架Bolt1衰減至初始值的53.43%，主要是由于T型鋼剛度增加，螺栓受到的剪切與擠壓效應(yīng)增長，導致預拉力衰減迅速。

(a)KJT14一層節(jié)點

(b)KJT16一層節(jié)點

(c)KJT18一層節(jié)點

(d)KJT14二層節(jié)點

(e)KJT16二層節(jié)點(f)KJT18二層節(jié)點

圖8KJT系列節(jié)點螺栓預拉力變化曲線

(三)滯回特性分析

圖9 KJT系列滯回曲線

圖9為KJT系列有限元滯回曲線，可以看出鋼框架滯回曲線均較為飽滿，T型鋼翼緣厚度由14mm增加到18mm，滯回曲線的形狀無明顯變化。

(四)承載力分析

表2為框架極限承載力的有限元數(shù)據(jù)對比，正向加載時，KJT16、KJT18分別較KJT14提高9.79%和10.49%，負向加載時，KJT16、KJT18分別較KJT14提高16.99%和18.08%，說明增加T型鋼連接件厚度可以提高框架的極限承載力，但承載力增長程度不大，因此可參考柱翼緣厚度確定合適的連接件厚度[11]。

表2 框架極限承載力有限元對比

圖10為KJT系列骨架曲線，在4Δ以前，骨架曲線基本呈線性增長，在4Δ以后，曲線斜率降低，增速減緩，KJT16和KJT18曲線基本重合，且正向加載時略高于KJT14。當加載至8Δ時，KJT16和KJT18相比分別提高3.99%和4.84%，說明增加T型鋼連接件厚度對框架承載力提升效果有限。

圖10 KJT系列骨架曲線

(五)耗能能力分析

1930年Jacobson提出等效粘滯阻尼系數(shù)，之后逐漸廣泛應(yīng)用于結(jié)構(gòu)工程中，結(jié)構(gòu)耗能能力和抗震能力用等效粘滯阻尼系數(shù)he來確定[12]，按式(2-1)確定：

其中，SABC為荷載-位移滯回曲線所圍成的面積，SOBE為滯回曲線所對應(yīng)峰值點與坐標原點所組成的三角形面積。計算簡圖見圖11，計算結(jié)果見表3。

圖11等效粘滯阻尼系數(shù)計算簡圖

KJT16和KJT18相對KJT14，等效粘滯阻尼系數(shù)分別提高6.71%和2.04%，不同厚度T型鋼連接件鋼框架的等效粘滯阻尼系數(shù)差異較小。

三、結(jié)論

(1)框架中節(jié)點域柱腹板處、T型鋼翼緣與腹板連接處及螺栓孔周圍存在應(yīng)力集中的現(xiàn)象，T型鋼在加載過程中率先出現(xiàn)彈塑性區(qū)域，與試驗結(jié)果一致。

(2)在循環(huán)加載過程中，節(jié)點處螺栓預拉力逐漸損失，受剪螺栓的預拉力損失較大，采用較厚的T型鋼連接件時預拉力損失較快。

(3)增加T型鋼連接件厚度，對框架的承載力、耗能能力等無顯著影響，在實際應(yīng)用過程中，建議可采用略大于柱翼緣厚度的T型鋼連接件，可同時滿足承載力和經(jīng)濟性的要求。