方鋼管柱-H 型鋼梁外加強環節點抗震性能的影響參數分析

徐培蓁 陳韋良 林 鵬 朱亞光

（1.青島理工大學土木工程學院，青島266033；2.費縣行政審批服務局，臨沂273400）

0 引 言

長期以來，鋼材一直被作為綠色建筑材料而得到廣泛的應用，鋼結構建筑抗震性能優良，在建筑施工過程中具有污染小、能耗較低、廢舊建筑產生的鋼材回收利用率較高等優勢。在鋼結構建筑中的梁柱通過節點連接成為一個整體，節點性能優劣是影響整個鋼結構的抗震性能的重要因素，因此節點設計是鋼結構設計中至關重要的組成部分［1］，Kubota［2］；李斌和高春彥［3］；王恒華和俞曉［4］分別對方鋼管混凝土-H型鋼梁分離式外隔板節點、方鋼管混凝土柱-鋼梁外加強環新型節點以及H型鋼梁-鋼管柱剛性連接的新型節點進行了荷載試驗及有限元分析。研究表明：該類節點破壞時發生明顯的塑性鉸外移，具有良好的延性及耗能能力，隨著軸壓比的增大節點的承載力和位移延性降低。但國內對于方鋼管柱-H型鋼梁外加強環式節點的研究相對較少。

外加強環節點［5］（圖1（a））是將H型鋼梁置于上、下外加強環板之間，然后再將H型鋼梁、方鋼管柱和外加強環板兩兩之間通過焊縫連接成整體。此類外加強環節點，綜合了傳統的翼緣板板式節點（圖1（b））和外隔板式節點（圖1（c））傳力路徑簡潔明確、剛度大等優點。使用ABAQUS有限元軟件，對方鋼管柱-H型鋼梁外加強環式節點進行數值模擬，研究加強環板厚度與梁翼緣厚度比、加強環板角度、方鋼管柱寬度與加強環板外寬度比及方鋼管柱寬厚比的變化對方鋼管-H型鋼梁節點抗震性能的影響。

1 節點有限元模型

1.1 有限元模型

圖1 節點示意圖Fig.1 Connection sketch drawing

圖2 表示的是節點模型的梁柱尺寸，柱頂加載點至柱底固定點長度為1 870 mm，梁下表面距柱底固定點長度為835 mm，單側梁從柱表面外伸長度為 1 540 mm［6-8］，梁截面尺寸為 200 mm×100 mm×5.5 mm×8 mm，柱截面尺寸為180 mm×180 mm×10 mm。本節點模型中鋼材采用細網格剖分的線性減縮積分單元——8節點減縮積分格式的三維實體單元（C3D8R）。

圖2 節點尺寸圖（單位：mm）Fig.2 Connection configuration（Unit：mm）

1.2 材料本構關系

試驗鋼材均為Q235B普通碳素鋼，依據金屬材料拉伸試驗規范［9］對鋼材進行拉伸實驗，測得的各構件的材料性能如表1所示。

表1 節點各構件材性性能試驗結果Table 1 Test results of material properties of connection

本文鋼材塑性階段采用的真實應變和真實應力是由名義應變和名義應力通過公式ε=ln(1+εnom)和σ=σnom(1+εnom)轉換而來，其中ε為真實應變，σ為真實應力，εnom為名義應變，σnom為名義應力，由此得到的節點各部分鋼材的真實應變-真實應力曲線如圖3所示。

圖3 本構關系曲線Fig.3 Constitutive relation curve

1.3 邊界條件與加載方式

方鋼管柱-H型鋼梁節點的實際試驗邊界條件和模擬分區及邊界條件如圖4、圖5所示。在方鋼管柱和梁兩端分別創建參考點，將節點試件的四個截面分別通過運動的約束關系耦合到創建的參考點上，以形成完整的節點模型。為了模擬不動鉸支座，在柱的底部設置了x、y、z三維位移約束和y、z方向角度約束；為模擬滑動鉸支座，在柱的頂部設置了x方向位移約束；在梁的兩端設置了x、z方向位移約束，確保鋼梁只能進行水平移動；在兩端梁的中心施加x方向位移約束，以確保鋼梁在整個過程中不會由于扭轉而遭受橫向失穩。

在此節點的有限元分析中，荷載包括豎向集中荷載和水平反復荷載，采用以位移為控制變量的加載方式，加載制度參考美國抗震規范［10］。位移加載制度［11］如表2所示。

1.4 節點模型參數

有限元分析中，為了對比研究加強環參數對節點抗震性能的影響，設置了如下4種類型加強環參數，分別為加強環厚度與梁翼緣厚度比td∕tf、加強環板角度θ、方鋼管柱寬度與加強環板外寬度比D∕Wd、方鋼管柱寬厚比D∕tc。各參數說明如圖6所示，td是加強環厚度，tf是為梁翼緣厚度，D是方鋼管柱寬度，tc是方鋼管柱壁厚，Wd是加強環板外寬度。

圖4 真實試驗邊界條件示意圖Fig.4 Schematic diagram of real test boundary condition

圖5 模擬邊界條件約束示意圖Fig.5 Boundary condition of simulation

表2 柱端加載制度表Table 2 Column end loading history

圖6 節點參數Fig.6 Connection parameters

以td∕tf為變量的模型編號為HD，以θ為變量的模型編號為HJ，以D∕Wd為變量的模型編號為HW，以D∕tc為變量的模型編號為ZC，根據不同的變量分別建立有限元模型，這4組參數變量中設有一個基準模型編號為BZ，各節點模型具體參數如表3所示。

表3 節點模型參數表Table 3 Connection model parameter table

2 有限元分析方法的試驗驗證

以實際試驗構件［12-13］的尺寸參數為依據建立有限元節點模型，并對其進行模擬計算，將ABAQUS分析得到的計算數據與實際實驗數據進行對比分析，模擬計算結果和實際試驗結果的對比如圖7所示。

圖7 破壞模態對比Fig.7 Failure mode comparison

由圖7對比可知，模擬計算結果中梁端應力集中與實際破壞結果吻合，兩者的破壞模態形式均為梁端塑性鉸破壞。由圖8對比結果可知，模擬計算結果與實際試驗結果的滯回曲線形狀基本一致均為飽滿的“紡錘形”，抗震和耗能能力比較強。從圖9的比較結果可以看出，通過ABAQUS計算獲得的骨架曲線與通過實際試驗獲得的骨架曲線基本相似，并且均呈S形。由于在數值模擬時，結構采用的是理想的彈塑性材料，導致試驗曲線屈服后下降緩慢，與有限元模擬曲線未能完全重合，但變化趨勢具有很高的相似性，因此通過ABAQUS建立的外加強環節點模型和計算結果是可行的。

3 參數分析

通過ABAQUS有限元計算軟件，建立不同參數的有限元模型，并對節點模型采用相同的位移加載制度進行分析計算。從計算結果中提取各參數變量模型對應的應力云圖、滯回曲線（圖8）和骨架曲線（圖9）等數據，對上述計算數據進行對比分析，探討影響方鋼管柱-H型鋼梁外加強環節點抗震性能指標的各種參數。

圖8 滯回曲線對比Fig.8 Hysteresis curve comparison

圖9 骨架曲線對比Fig.9 Skeleton curve comparison

3.1 影響破壞模態的參數分析

為了更好滿足“強柱弱梁、強節點弱構件”的抗震設計理念，當試件發生破壞時應使高應力區域出現在梁端，進而產生梁端塑性鉸破壞，避免試件首先在節點核心區或柱端發生破壞。圖10所示為模型的3種破壞模態，分別為梁端塑性鉸破壞、節點核心區扭曲變形破壞和方鋼管柱局部屈曲破壞。對節點試件的破壞模態影響較小的參數是θ、D∕Wd，節點均為梁端塑性鉸破壞；對節點的破壞模態有明顯影響的參數是td∕tf、D∕tc，當td∕tf＜0.88，節點由梁端塑性鉸破壞向節點核心區扭曲變形破壞發展；當D∕tc＞18時，節點由梁端塑性鉸破壞向方鋼管柱的局部屈曲破壞發展。

3.2 影響滯回曲線的參數分析

圖10 節點模型破壞模態Fig.10 Failure modes of connection models

圖11 為4組參數對應的具有代表性的滯回曲線圖。結果表明：對節點的滯回曲線沒有較為明顯影響的參數是θ、D∕Wd，滯回曲線均表現為飽滿的“紡錘狀”，節點的抗震與耗能能力較好，以BZ和HW-01模型為例給出滯回曲線分別為圖11（d）、（e）所示，加載后期均出現下降趨勢，且破壞方式均為梁端塑性鉸破壞；對節點試件的滯回性能有較為明顯影響的參數是td∕tf，由圖 11（a）-（c）可以看出，節點滯回曲線均表現為飽滿的“紡錘形”，但當td∕tf＜0.88時滯回曲線加載后期隨位移的增大承載力下降較為緩慢，表明節點在受力后期不能產生較大的塑性變形，在破壞時不能提供較好的警示作用，屬于核心區扭曲變形破壞；對節點的滯回性能有較大影響的參數是D∕tc，由圖11（f）-（h）可以看出，隨著D∕tc的增大，節點滯回曲線的滯回面積逐漸減小且趨于捏攏狀態，節點承載力及耗能能力都逐漸下降。

3.3 影響骨架曲線的參數分析

圖12為4組參數對應的骨架曲線圖，由圖可以看出，4組試件的骨架曲線均呈“S”形，有明顯的屈服點，體現了此類加強環節點完整的彈性、彈塑性和破壞發展階段。對骨架曲線影響不顯著的參數分別是θ、D∕Wd，骨架曲線基本重合；對彈性階段的骨架曲線影響較小、對破壞階段的骨架曲線影響較為明顯的參數是td∕tf，當td∕tf＜0.88 時，由于破壞形態不同節點模型骨架曲線下降段出現較為延后，下降趨勢較為緩慢，彈性階段后節點承載力明顯降低；對節點試件的骨架曲線影響顯著的參數是D∕Wd，由圖12（d）可以看出，在彈性階段內節點受力情況基本一致，彈性階段后，隨著D∕tc的增大節點的極限承載力呈現出逐漸降低的趨勢。

圖11 節點模型滯回曲線Fig.11 Connection model hysteretic curves

圖12 節點模型骨架曲線Fig.12 Skeleton curves of connection models

3.4 影響耗能能力的參數分析

耗能能力是反映一個結構抗震性能的主要因素之一，結構耗能能力常用等效黏滯阻尼系數和能量耗散系數來表示。取最大荷載作用下的滯回環來計算能量耗散系數E和等效黏滯阻尼系數he［14-15］。

4組試件的計算數據如表4所示，鋼結構雙腹板半剛性節點的he一般介于0.12～0.20之間，由表4可以看出，節點的等效黏滯阻尼系數都介于0.21～0.44之間，表明此類加強環節點擁有出色耗能能力，隨之能大大提高了結構的抗震性能。對節點的耗能能力沒有明顯影響的參數是θ、D∕Wd，黏滯阻尼系數基本一致；對節點耗能能力有明顯影響的參數是td∕tf、D∕tc，加強環節點的抗震耗能能力隨著變量td∕tf的減小呈逐漸降低的趨勢，加強環節點的抗震耗能能力隨著變量D∕tc的增大呈逐漸降低的趨勢。

表4 各試件的耗能指標Table 4 Energy dissipation index of each specimen

4 結 論

（1）對節點的破壞模態有顯著影響的參數是加強環板厚度與梁翼緣厚度比和方鋼管柱寬厚比；隨著td∕tf的減小，節點破壞模態開始由梁端塑性鉸破壞向節點核心區扭曲變形破壞發展；隨著D∕tc的減小，節點的破壞模態開始由梁端塑性鉸破壞向方鋼管柱局部屈曲破壞發展。

（2）對節點承載力及耗能能力影響較大的參數是方鋼管柱寬厚比，隨著D∕tc的增大節點的極限承載力及耗能能力呈逐漸降低趨勢。

（3）設計方鋼管柱-H型鋼梁加強環節點時，加強環板厚度與梁翼緣厚度比不宜小于0.88；方鋼管柱寬厚比不宜大于20；加強環板角度宜介于30°～90°之間；方鋼管柱寬度與加強環板外寬度的比值宜小于9，保證加強環節點能夠滿足承載力和抗震要求。