李玉順++何佳偉++張家亮++許科科++杜永飛??

摘要：為研究鋼竹組合框架中連接鋼竹組合柱和鋼竹組合梁的節(jié)點性能，通過擬靜力試驗得到不同參數(shù)下半剛性節(jié)點的彎矩與轉(zhuǎn)角的多項式擬合關(guān)系，在此基礎(chǔ)上建立了6榀2層鋼竹組合框架的數(shù)值模型，進行了地震作用下的有限元分析，探討了節(jié)點對鋼竹組合結(jié)構(gòu)抗震性能的影響。為充分考慮節(jié)點的半剛性特性，采用Combin39非線性彈簧單元模擬節(jié)點，研究了6榀框架在不同情況下的最大水平位移與最大基底剪力、水平位移與基底剪力時程曲線和滯回曲線等指標。結(jié)果表明：鋼竹組合框架滯回曲線飽滿，抗震性能突出，提高節(jié)點處螺拴的強度和設(shè)置加勁肋對提高鋼竹組合框架的抗震性能有明顯效果，節(jié)點的構(gòu)建因素對框架的抗震性能有顯著影響。

關(guān)鍵詞：鋼竹組合梁柱節(jié)點；鋼竹組合框架；有限元模型；地震波；抗震性能

中圖分類號：TU398文獻標志碼：A

0 引 言

竹材是一種重要的豐產(chǎn)林業(yè)資源，具有綠色環(huán)保、生長周期短、力學性能優(yōu)良等特點，經(jīng)現(xiàn)代技術(shù)可將原始竹材加工成各種規(guī)格的人造竹材板，擴大了竹材的應(yīng)用范圍[12]。冷彎薄壁型鋼作為一種輕質(zhì)、高效、經(jīng)濟的新型型材，在各國工程界的應(yīng)用日趨廣泛[3]。在實踐中，使用人造竹材板難以制造具有復(fù)雜截面的結(jié)構(gòu)構(gòu)件，而薄壁型鋼容易發(fā)生局部屈曲和整體失穩(wěn)，導(dǎo)致2種材料應(yīng)用范圍受限。寧波大學課題組提出了一種全新的鋼竹組合結(jié)構(gòu)體系[4]，通過合理的設(shè)計和特殊的結(jié)合方式，使2種材料共同工作，既發(fā)揮了各自的優(yōu)勢，又拓寬了兩者的應(yīng)用前景。近年來，寧波大學課題組致力于鋼竹組合結(jié)構(gòu)構(gòu)件的研究，對組合柱[57]、組合梁[810]、組合樓板[1113]、組合墻體[1416]等主要結(jié)構(gòu)構(gòu)件進行了研發(fā)試驗，對鋼竹界面粘結(jié)滑移進行了研究[1718]。研究表明：鋼竹組合構(gòu)件具有良好的組合效應(yīng)和較高的承載能力，可作為主要受力構(gòu)件應(yīng)用于實際工程。

目前，寧波大學課題組已對梁柱邊節(jié)點進行了相關(guān)研究，在此基礎(chǔ)上，本文對6榀框架數(shù)值模型進行了地震波作用下的有限元數(shù)值分析，探討了節(jié)點對鋼竹組合結(jié)構(gòu)抗震性能的影響，對最大水平位移與最大基底剪力、水平位移與基底剪力時程曲線和滯回曲線等指標進行了研究。考慮到鋼竹組合節(jié)點的連接屬于半剛性連接[1920]，本文采用非線性彈簧單元進行模擬。

1 節(jié)點擬靜力試驗

1.1 試件制作

節(jié)點擬靜力試驗包含6個鋼竹組合梁柱邊節(jié)點試件，編號為J1～J6。組合柱為箱形截面，高1.8 m，截面尺寸為200 mm×200 mm；組合梁為工字形截面，長1.5 m，截面尺寸為160 mm×200 mm，如圖1所示。組合梁與組合柱通過節(jié)點相連，該節(jié)點由螺栓和T型鋼連接件（Q235鋼）構(gòu)成，連接件截面尺寸分為2種，分別為T166×150與T206×150。T型鋼連接件腹板與鋼竹組合梁通過4根或6根螺栓相連，翼緣與組合柱則通過4根螺栓連接?？紤]到鋼竹組合柱節(jié)點核心處的剪力均由節(jié)點處組合柱的結(jié)構(gòu)膠承受，為了提高梁柱節(jié)點的抗震性能和極限承載力，在組合柱節(jié)點處圍焊4塊鋼板形成鋼筒，并使其與T型鋼連接件翼緣進行連接[21]，如圖2所示。

Exterior Joint試件J1，J3，J5的T型鋼連接件截面尺寸為T166×150，腹板螺拴數(shù)目為4，螺栓強度等級依次增加；試件J2，J4，J6的T型鋼連接件截面尺寸為T206×150，腹板螺拴數(shù)目為6，螺栓強度等級同樣依次遞增。除試件J1，J2外，其余試件均設(shè)置節(jié)點加勁肋，節(jié)點擬靜力試件參數(shù)如表1所示。

1.2 試驗加載

節(jié)點擬靜力試驗在寧波大學建筑工程與環(huán)境學院土木工程實驗室進行。為研究鋼竹組合梁柱邊節(jié)點在反復(fù)荷載作用下的抗震性能及組合柱節(jié)點核心區(qū)的各項力學性能，忽略地震作用時樓層位置發(fā)生的水平位移。試驗時將組合柱兩端固定，上端與反力梁相連，下端則使用定制夾具固定。在組合梁端部，通過MTS電液伺服程控結(jié)構(gòu)試驗系統(tǒng)施加低周反復(fù)荷載模擬地震作用力。同時，為模擬組合柱真實工況，通過千斤頂在組合柱上端施加30 kN的豎向荷載，荷載大小通過反力梁與千斤頂之間的傳感器進行控制。

1.3 試驗結(jié)果分析

節(jié)點擬靜力試驗結(jié)果顯示，由螺栓、T型鋼連接件及圍合鋼筒構(gòu)成的節(jié)點整體工作性能優(yōu)良，具有良好的剛度、強度、延性與耗能能力。通過對試驗結(jié)果的分析可獲得各個試件的節(jié)點彎矩M與轉(zhuǎn)角θ的關(guān)系曲線，對每一條曲線進行擬合可以得到Mθ的多項式，如表2所示。Mθ關(guān)系曲線對梁柱節(jié)點性能研究有重要的意義，不僅能夠反映節(jié)點連接半剛性的特性，而且能夠體現(xiàn)節(jié)點的抗震特性。

2 ANSYS有限元模型

2.1 材料模型的定義

在有限元模型定義中，采用MISO（雙線性等向強化模型）模擬冷彎薄壁型鋼，而竹膠板使用BISO（多線性隨動強化模型）進行模擬；型鋼的材料彈性模量取2.06×105 MPa，竹材為5.76×103 MPa；型鋼軸向拉伸試驗的屈服強度和極限強度分別取271.3×105 MPa和341.7 ×105 MPa，竹材則用多段折線簡化表示試驗的應(yīng)力應(yīng)變關(guān)系，按照多線性隨動強化模型輸入相應(yīng)關(guān)鍵點的應(yīng)力、應(yīng)變值；兩者的泊松比均取為0.3，并忽略溫度對它們的影響。

2.2 單元類型的選擇

本文在對鋼竹組合框架進行整體抗震性能模擬時，忽略兩者間的界面滑移和框架的局部破壞。本文使用Beam189[22]單元建立梁、柱模型；考慮到連接梁和柱的節(jié)點具有半剛性的特點，選用Combin39單元來建立節(jié)點模型，因為這種具有轉(zhuǎn)動剛度的單元可以用于研究半剛性連接對組合框架力學性能的影響。

2.3 有限元模型尺寸的選擇

本文模擬的鋼竹組合梁、柱截面尺寸均與節(jié)點擬靜力試驗相同，截面尺寸如圖1所示。鋼竹組合框架的層高為1.5 m，跨度為3.0 m，如圖3所示。

2.4 有限元模型的建立

本文進行的是地震波作用下鋼竹組合框架的數(shù)值模擬。地震波作用下的模型需要在梁柱節(jié)點處創(chuàng)建Mass21單元，以便在動力分析時形成質(zhì)量矩陣來模擬結(jié)構(gòu)的慣性作用。本文一共建立了6個框架模型，編號為KJ1～KJ6，分別與6個節(jié)點的Mθ多項式相對應(yīng)，其中框架模型KJi采用的節(jié)點形式與表1中試件Ji對應(yīng)。建立鋼竹組合框架模型的具體步驟如下：

（1）選擇所需要的單元類型，如Beam189單元，同時對各單元的關(guān)鍵選項進行設(shè)置。

（2）定義所選單元的實常量，Combin39單元的實常量為6個節(jié)點模型所對應(yīng)的Mθ多項式。Mass21單元的實常量為2 000 kg；Beam189單元的實常量不需要定義。

（3）建立點線模型并劃分網(wǎng)格，為便于研究，在節(jié)點處定義2個關(guān)鍵點，劃分網(wǎng)格后分別在柱上和梁上產(chǎn)生2個節(jié)點，梁柱網(wǎng)格的劃分仍然使用Beam189單元。

（4）建立彈簧單元，網(wǎng)格劃分后在4個節(jié)點處建立彈簧單元。

（5）施加所需約束，在框架的底端施加固端約束，約束其底部全部節(jié)點的所有自由度；本文結(jié)構(gòu)模型采用層間剪切型，故框架結(jié)構(gòu)的各樓層在振動過程中始終保持水平，其變形為層間錯動，各層的層間位移互不影響，具有相對獨立性。對于以剪切變形為主的結(jié)構(gòu)，通?？刹捎迷擃惸Ｐ?。本文耦合了每層全部節(jié)點x方向和z方向的位移；由于本文模擬的結(jié)構(gòu)屬于平面框架結(jié)構(gòu)，因此對全部節(jié)點均施加了x方向和z方向的轉(zhuǎn)角約束以及y方向的位移約束。

（6）選擇加載方案，本文采用地震波進行加載，動力分析選擇的地震波為El Centro波，如圖4所示。該波持續(xù)時間為30 s，時間步長為0.02 s，加速度峰值為3.12 m·s-2，采用命令流輸入，地震波作用下的有限元模型如圖5所示。

3 有限元分析結(jié)果

3.1 最大水平位移和最大基底剪力

圖6與圖7分別為各鋼竹組合框架的最大水平位移和最大基底剪力。從圖6可見，KJ1和KJ2的各層最大位移值比較接近，KJ3～KJ6的各層最大位移值比較接近，且KJ1和KJ2的各層最大位移值要大于KJ3～KJ6的各層最大位移值。由圖7可見，KJ3～KJ6的最大基底剪力大于KJ1和KJ2，這是由于KJ1和KJ2在節(jié)點處未設(shè)置加勁肋且未使用高強螺栓，導(dǎo)致框架整體剛度相對于KJ3～KJ6較小，故側(cè)移相對較大，承載力相對較小。圖6，7的最大水平位移和最大基底剪力正、反2個方向的值比較對稱，這表明鋼竹組合框架結(jié)構(gòu)良好的恢復(fù)力特性和抗震性能。

3.2 水平位移和基底剪力時程曲線

圖8和圖9分別為鋼竹組合框架的水平位移時程曲線和基底剪力時程曲線，反映了各框架水平位移和基底剪力隨時間的具體變化規(guī)律。

從圖8可以看出，KJ1和KJ2的位移變化趨勢一致，KJ3～KJ6的位移變化趨勢也一致，此外，各框架頂層和底層的位移反應(yīng)趨勢基本相同，位移達到最大值的時刻基本相同，這正是地震作用最強烈的時刻[23]。

從圖9可以看出，各個框架的基底剪力時程曲線和其相應(yīng)的位移時程曲線具有相同的變化趨勢，同樣是在地震作用最強烈的時刻基底剪力達到最大值。由于KJ1和KJ2與KJ3～KJ6的節(jié)點構(gòu)造形式不同，KJ1和KJ2的基底剪力具有相同的變化趨勢，KJ3～KJ6的基底剪力也具有相同的變化趨勢。

3.3 滯回性能

圖10為鋼竹組合框架在地震波作用下的基底剪力頂層水平位移滯回曲線。從圖10可以看出，各框架的滯回曲線大體上一致，但KJ1和KJ2的滯回曲線明顯沒有KJ3～KJ6的飽滿，其最大值比KJ3～KJ6要小，這是由于KJ1和KJ2沒有設(shè)置加勁肋且沒有使用高強螺拴。從前面的分析還可知 ，滯回曲線大體上一致是由于各框架的側(cè)移剛度差別較小，這種差別在水平位移和基底剪力的變化中比較容易體現(xiàn)出來，而在由這2個變量構(gòu)成的滯回曲線上體現(xiàn)的不是特別明顯。從圖10還可以看出，框架結(jié)構(gòu)在初期保持彈性狀態(tài)，當?shù)卣鸩ㄟ_到峰值的時候，開始出現(xiàn)滯回環(huán)，并出現(xiàn)某些交叉，結(jié)構(gòu)出現(xiàn)了非線性的變形。滯回環(huán)的形狀都比較飽滿，這反映了鋼竹組合框架結(jié)構(gòu)良好的抗震性能。4 結(jié) 語

（1）鋼竹組合框架結(jié)構(gòu)的抗震性能優(yōu)良，鋼竹組合框架節(jié)點的構(gòu)造因素對其抗震性能有著重要的影響。

（2）節(jié)點連接時使用高強螺栓并設(shè)置加勁肋不僅可以保證框架結(jié)構(gòu)在地震作用下具有良好的延性，而且具有較高的承載力，使其符合半剛性節(jié)點的要求。

（3）地震反應(yīng)分析結(jié)果表明，鋼竹組合框架結(jié)構(gòu)的水平位移較大，節(jié)點剛度偏低，應(yīng)對節(jié)點構(gòu)造進行改進，以提高節(jié)點剛度，控制框架側(cè)移，并確保組合框架的承載能力。

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