張超，郭兵

(1.山東南僑房地產(chǎn)發(fā)展有限公司，山東 濟(jì)南 250031;2.山東建筑大學(xué)土木工程學(xué)院，山東 濟(jì)南 250101)

0 引言

鋼框架在水平地震作用下的理想破壞模式是梁端形成塑性，不僅可以防止結(jié)構(gòu)的坍塌與傾覆，還可以提高結(jié)構(gòu)的耗能能力。從理論上講，由于梁端彎矩、剪力最大，有利于塑性鉸的形成，但數(shù)次地震表明[1－4]:傳統(tǒng)梁柱節(jié)點(diǎn)(見(jiàn)圖 1a，包括全焊接連接、栓焊混合連接)在梁端形成塑性鉸之前，梁翼緣與柱之間的焊縫很容易率先發(fā)生斷裂，導(dǎo)致節(jié)點(diǎn)脆性破壞，抗震性能較差。

圖1 傳統(tǒng)梁柱連接節(jié)點(diǎn)的類型

為實(shí)現(xiàn)強(qiáng)連接弱構(gòu)件并確保梁端可以形成塑性鉸，國(guó)際上先后出現(xiàn)了多種抗震改造節(jié)點(diǎn)，大致可以分為兩大類[5－12]:梁端加強(qiáng)型(如梁端翼緣加寬、梁端加蓋板、梁端加腋等)和梁端削弱型(翼緣削弱式、腹板開(kāi)洞式等)，并被各國(guó)規(guī)范廣泛采納。上述做法中，翼緣加寬型(圖1b)和翼緣削弱型(圖1c)最具有代表性，前者在日本應(yīng)用最多，后者在美國(guó)應(yīng)用最多，我國(guó)則兼而有之。

采用傳統(tǒng)計(jì)算方法和一般設(shè)計(jì)軟件分析框架結(jié)構(gòu)的內(nèi)力時(shí)，為簡(jiǎn)化計(jì)算，假設(shè)梁柱為剛接、梁為等截面而不考慮節(jié)點(diǎn)構(gòu)造對(duì)結(jié)構(gòu)性能的影響，因此一直存在爭(zhēng)議。針對(duì)這一問(wèn)題，本文進(jìn)行了框架結(jié)構(gòu)的單向及循環(huán)加載有限元分析，探討了不同類型節(jié)點(diǎn)對(duì)結(jié)構(gòu)性能的影響。

1 有限元試件

1.1 結(jié)構(gòu)原型

根據(jù)我國(guó)現(xiàn)行《建筑抗震設(shè)計(jì)規(guī)范》[13]并結(jié)合工程慣例，采用PKPM軟件設(shè)計(jì)了一個(gè)四層空間鋼框架結(jié)構(gòu)原型，柱網(wǎng)尺寸為8m×8m，層高為3.9m，框架平面尺寸見(jiàn)圖2，梁柱節(jié)點(diǎn)、柱腳均為剛接，鋼材為Q235。樓面恒載取4.5kN/m2，活載取2.0kN/m2，場(chǎng)地類別為Ⅱ類，抗震設(shè)防烈度為8度(0.2g)?？蚣芰?、柱截面分別為H600×250×10×14、H500×350×14×18，柱腹板加勁肋的厚度與梁翼緣相同，節(jié)點(diǎn)域滿足規(guī)范要求。

圖2 框架結(jié)構(gòu)原型

圖3 有限元試件的計(jì)算模型

1.2 有限元試件及計(jì)算模型

考慮到水平荷載作用下柱的反彎點(diǎn)位于1/2層高處，為簡(jiǎn)化計(jì)算，可以取標(biāo)準(zhǔn)層作為有限元試件進(jìn)行研究，如圖3所示，其中柱高3.9m，兩端鉸接;梁上的均布線荷載q取40kN/m，略小于結(jié)構(gòu)原型中的樓面豎向荷載，目的是可以在柱頂施加較大的水平荷載;柱頂水平荷載P即是該樓層在地震作用下的樓層剪力;Δ是層間側(cè)移。

為對(duì)比分析擴(kuò)大型和削弱型兩類節(jié)點(diǎn)對(duì)框架整體性能的影響，共設(shè)計(jì)了3個(gè)試件，各試件之間的唯一區(qū)別是節(jié)點(diǎn)構(gòu)造不同，見(jiàn)表1。所有試件的梁翼緣與柱之間均采用全熔透對(duì)接焊縫連接，為等強(qiáng)度連接。

表1 有限元試件表

圖4 試件節(jié)點(diǎn)構(gòu)造

有限元分析由ANSYS軟件完成，所有板件采用SHELL181單元建模，不考慮焊縫缺陷的影響(假設(shè)相鄰板件為連續(xù)體)。鋼材的彈性模量、屈服強(qiáng)度、泊松比均按名義值取用，鋼材的應(yīng)力應(yīng)變關(guān)系采用雙線性模型，強(qiáng)化階段的模量取彈性階段的2%。采用Mises屈服準(zhǔn)則和考慮包辛格效應(yīng)的運(yùn)動(dòng)強(qiáng)化模型。

試件的柱兩端鉸接(圖3)，梁柱剛接，梁上翼緣施加平面外約束來(lái)模擬樓板的作用，柱頂設(shè)置側(cè)向支撐。為模擬柱頂?shù)耐絺?cè)移，將兩個(gè)柱頂?shù)乃轿灰痞みM(jìn)行耦合。柱頂水平總荷載P的加載方式為位移加載，通過(guò)柱頂?shù)鸟詈宵c(diǎn)來(lái)施加。先進(jìn)行單向加載，根據(jù)計(jì)算結(jié)果確定試件的屈服荷載(位移)、抗側(cè)剛度、梁端翼緣應(yīng)力;然后再進(jìn)行循環(huán)加載，探討其滯回性能，加載步長(zhǎng)為屈服位移，每級(jí)荷載循環(huán)兩周，直至試件破壞或達(dá)到6倍的屈服位移。

2 計(jì)算結(jié)果

2.1 單向加載

圖5 試件的單向加載曲線

試件的單向加載荷載位移曲線見(jiàn)圖5，數(shù)據(jù)結(jié)果見(jiàn)表2。其中Py、Δy分別為試件屈服時(shí)的柱頂水平總荷載、柱頂水平位移;K為試件在彈性階段的抗側(cè)剛度;σf為試件屈服時(shí)梁端翼緣的平均軸向應(yīng)力(可以反應(yīng)梁翼緣與柱之間焊縫應(yīng)力的大小)。

表2 單向加載結(jié)果

由單向加載結(jié)果可以看出:

(1)彈性階段，試件S1、S2的荷載位移曲線基本重合;彈塑性階段，S1略微比S2低一些，但S3明顯位于S1和S2的下方，說(shuō)明S3在彈塑性階段的承載能力偏低。試件S2的屈服荷載最高，S3的屈服荷載最低，兩者相差達(dá)32.5%。

(2)試件S2的抗側(cè)剛度最高，S3的抗側(cè)剛度最低，兩者相差10.6%。

(3)試件屈服時(shí)，S1的梁端翼緣軸向應(yīng)力最高，S2的最低，兩者相差11.5%，這主要是由于梁端翼緣擴(kuò)大，使得翼緣面積增加，應(yīng)力降低。

2.2 循環(huán)加載

試件的循環(huán)加載荷載位移曲線見(jiàn)圖6，骨架線見(jiàn)圖7，數(shù)據(jù)結(jié)果見(jiàn)表3。其中，Pu為試件破壞前柱頂水平總荷載的最大值，Δu為與Pu對(duì)應(yīng)的柱頂水平位移，Ce為能量耗散系數(shù)[15]。

圖6 試件的循環(huán)加載曲線

圖7 骨架線

表3 循環(huán)加載結(jié)果

由循環(huán)加載結(jié)果可以看出:

(1)全部試件的滯回曲線都非常穩(wěn)定飽滿，正反向加載曲線基本對(duì)稱，能量耗散系數(shù)都大于2.0，具有良好的耗能能力。相比較而言，S3的能量耗散系數(shù)最低。

(2)試件S2的極限承載力最高，具有較高的安全儲(chǔ)備，而S3的最低，兩者相差17.6%，這主要是由于S3的梁截面削弱使得該處較早形成塑性鉸，降低了極限荷載。

(3)因有限元模型中沒(méi)有考慮焊縫缺陷的影響，梁柱連接沒(méi)有發(fā)生破壞，試件的破壞模式均為梁端形成塑性鉸(梁翼緣和腹桿發(fā)生彈塑性屈曲)。

3 結(jié)論

單向與循環(huán)加載分析表明，采用梁端翼緣擴(kuò)大型節(jié)點(diǎn)的框架的屈服荷載、極限承載力、抗側(cè)剛度都明顯高于翼緣削弱型，而且梁端翼緣軸向應(yīng)力最低，可以降低梁翼緣與柱之間焊縫的應(yīng)力，有利于實(shí)現(xiàn)強(qiáng)連接弱構(gòu)件。另外，翼緣擴(kuò)大型節(jié)點(diǎn)比削弱型節(jié)點(diǎn)構(gòu)造簡(jiǎn)單，易于加工。盡管本文分析的試件較少，不足以定量，但仍然可以得出定性結(jié)論:對(duì)于抗震設(shè)防地區(qū)的焊接鋼框架，梁柱連接宜優(yōu)先考慮采用翼緣擴(kuò)大型節(jié)點(diǎn)。

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