设置横向加劲肋的正六边形孔蜂窝钢梁滞回性能研究

贾连光,郎玉霄,毕 然,宋中琦,刘 勐

(沈阳建筑大学土木工程学院,辽宁,沈阳 110168)

摘 要:为避免蜂窝构件腹板局部屈曲造成结构失效问题,设置横向加劲肋对正六边形孔蜂窝钢梁滞回性能影响应重点研究。该文采用试验和有限元分析方法,研究在往复荷载作用下蜂窝钢梁的破坏模式、局部稳定和滞回性能。试验试件为2根孔间墩板均设置横向加劲肋且开孔率相同但腹板高厚比不同的蜂窝钢梁,并与参数相同的2根无加劲肋蜂窝钢梁相对比。结果表明,在低周往复荷载作用下,孔间墩板均设置横向加劲肋的试件,墩板受到横向加劲肋平面外约束从而减小腹板局部屈曲的影响,破坏主要发生在孔角位置,与无加劲肋的蜂窝钢梁试件相比,设置横向加劲肋试件的滞回性能明显提高。通过分析可知,横向加劲肋布置位置不同,蜂窝梁的破坏形态发生改变,对其滞回性能有较大影响,合理的加劲肋布置位置可有效提高蜂窝钢梁的滞回性能。

关键词:结构工程;蜂窝钢梁;试验及有限元分析;腹板局部屈曲;滞回性能;横向加劲肋

在H型钢构件腹板按一定的几何规律进行曲线(折线)切割后,错位焊接形成蜂窝构件,截面高度增加,抗弯刚度显著增大。腹板开孔,便于管道设备通过,使用性能提升。但是,蜂窝构件腹板高厚比加大,受力后可能发生局部屈曲,特别是在地震作用下蜂窝构件腹板的局部屈曲将严重影响其抗震性能。蜂窝钢梁腹板有多种局部屈曲模态[1],如墩板和桥板由于受剪、弯曲、受压、局部集中力作用而屈曲等[2]。因此,开孔腹板的强度和局部屈曲问题将成为研究重点。为更好推广蜂窝梁的应用,尽量避免腹板屈曲造成的结构失效问题,同时满足抗震构造要求,蜂窝孔间布置加劲肋,在一些建筑结构中成为重要的构造措施。

国内外学者对于蜂窝梁局部稳定性的研究多集中在静力性能上[3-5],包括抗剪能力研究[6]、抗屈曲能力研究[7-10]等,并给出了蜂窝梁设计计算公式和验算方法[11-15]。部分学者对蜂窝梁抗震性能也进行了分析[16-18],提出不同影响因素对蜂窝梁滞回性能影响。对于实腹梁来说,设置横向加劲肋,增大梁自重,浪费钢材,所以设置加劲肋的蜂窝钢梁具有很好研究意义[19]。但关于此方面内容研究较少。本文以往复荷载作用下的正六边形孔蜂窝梁为研究对象,采用理论分析与试验研究相结合的方法,研究蜂窝钢梁在低周反复荷载作用下的滞回性能以及横向加劲肋对提高蜂窝钢梁承载力、刚度、延性、耗能等方面的作用。

1 试验研究

1.1 试件设计

本次试验选择错位焊接方法加工六边形孔蜂窝梁试件。试验在蜂窝钢梁跨中位置加载,为避免加载过程中蜂窝钢梁因集中力过大而造成加载位置局部压曲破坏,在跨中位置对称焊接两个横向加劲肋,其材质与蜂窝钢梁相同,跨中加劲肋厚度为14 mm;设置横向加劲肋的蜂窝钢梁是在前者的基础上在孔间墩板位置对称设置厚度为6 mm的加劲肋。所有试件梁端各焊一块端板,端板各开6个螺栓孔,端板的作用是为了与支座连接。本次试验共两组试件,第1组2根:通过改变腹板厚度来改变腹板高厚比大小对蜂窝钢梁破坏形态和滞回性能进行研究,此组试验已经完成[20];第2组2根:选取与第1组蜂窝钢梁尺寸相同的构件,在孔间墩板设置横向加劲肋进行对比研究。试验试件的尺寸模型如图1所示,具体尺寸见表1。

表1 蜂窝钢梁试件截面尺寸
Table 1 Cross-sectional dimensions of castellated beam

组试件编号 梁截面别尺寸/mm开孔高度/mm端孔距端板距离/mm高厚比开孔率/(%)第1组FWL-240-85400×200×240 250 85 60 4.5×8 FWL-240-75400×200×240 250 75 60 5.1×8第2组JJFWL-240-85400×200×240 250 85 60 4.5×8 JJFWL-240-75400×200×240 250 75 60 5.1×8

1.2 材料性能试验

试件制作使用的钢材为Q345B级钢,根据《钢及钢产品力学性能试验取样位置及试样制备》(GB/T2975―1998)[21]相关规定进行材料性能试验样品的尺寸设计,选取板厚6 mm和8 mm两种规格板材,每种规格板材制作3组试样,计算平均值,所取试样的尺寸如图2所示。材料性能试验根据《金属材料—室温拉伸试验方法》(GB/T228―2010)[22]中规定执行。

根据从拉力机上读取的屈服荷载与极限荷载,电阻应变片测量得到的试件的屈服应变值,以及实测试件的截面面积,计算得到材料的屈服强度fy,极限强度fu,弹性模量E,材性试验结果如表2。

表2 钢材力学性能
Table 2 Mechanical properties of steel

板材规格板件编号屈服强度fy/MPa极限强度fu/MPa弹性模量E/(×105MPa)6-1 368.3 521.5 2.09 6 mm 6-2 338.5 510.5 2.03 6-3 347.4 508.4 2.11平均 351.4 513.5 2.08 8 mm 8-1 368.5 544.5 1.96 8-2 364.6 549.6 1.93 8-3 360.7 547.3 2.04平均 364.6 547.1 1.98

1.3 试验装置与加载制度

试验在沈阳建筑大学结构工程实验室进行。根据本次试验目的所设计的试验装置如图3所示。为保证蜂窝钢梁的整体稳定,在梁1/4和3/4处设置了侧向支撑,实际装置图如图4所示。

试验梁为简支蜂窝钢梁,为了保证试件在施加往复荷载时梁两端不发生上下移动,并确保梁两端可以有效地转动,设计3个单向铰与一个滑动箱作为支座,支座连接示意图如图5所示,试件左侧端板通过高强度螺栓与固定支墩连接形成不动铰支座。试件右侧端板通过高强度螺栓与铰装置连接并与滑动箱连接形成滑动铰支座,滑动箱上下各放置3根滚轴,将其置于固定支墩上焊接的带凹槽板件上。为保证在加载过程中试验构件不会出现平面外失稳,在试件两侧各设置了一对侧向支撑来保证整体稳定性。

图1 蜂窝钢梁试件示意图
Fig.1 Sketch map of castellated beam

图2 材料性能试验试件示意图
Fig.2 Material test standard specimen

图3 试验装置示意图
Fig.3 Sketch of loading device

图4 试验加载装置图
Fig.4 Test loading device

图5 支座连接装置图
Fig.5 Support connection device

根据《建筑抗震试验方法规程》(JGJ/T 101―2015)[23]中的规定,拟静力试验的加载采用荷载-位移双控法。正式加载前首先进行预加载,以确保试件各部位能够紧密的接触,并检查试验装置的稳定性和可靠性,以及观测仪表工作是否正常,记录各仪表的初值。正式加载采用荷载-位移控制法,分为两个阶段,在弹性阶段以荷载控制加载,以20 kN往为级差进行加载,每级循环一周,直至试件屈服。当试件屈服后,再以位移控制加载,并以0.5Δy(Δy为屈服位移)递增,每级循环两周,当试件破坏或承载力达到极限荷载的85%以下时停止加载,加载制度如图6所示。

图6 试验加载装置图
Fig.6 Test loading device

整个试验过程中,要严密观察构件的变形及破坏情况,记录破坏位置发生的先后次序,记录相应的加载程度,保证在结构构件加载过程中不受外界其它阻力影响,有足够的变形空间。同时严密监测构件的平面外稳定情况,避免发生平面外失稳,必要时应终止试验。

1.4 测量方法

1) 位移的测量

为研究蜂窝钢梁孔间墩板的局部屈曲变形情况(设置横向加劲肋的试件腹板位置不再放置位移计),需在蜂窝试件腹板位置放置位移计用以测量其平面外位移,位移计1、2、3、4、6和7的量程均为50 mm,位移计5量程为100 mm;为得到蜂窝试件的真实挠度,需将跨中位移减去支座位移的数值,以消除梁端滑移的影响。位移计布置及孔角编号如图7所示。

2) 应变的测量

为研究开孔对翼缘位置应力的影响,在上下翼缘位置布置了双排应变片。为研究孔间墩板和孔洞周围位置的应力变化情况,在孔角应力集中处布置应变花,在孔间墩板位置布置应变片。蜂窝钢梁测点布置如图8所示。

图7 位移计布置及孔角编号
Fig.7 Layout of displacement meter and hole angle number

图8 应变片布置图
Fig.8 Layout of the strain gauge

2 试验现象与结果分析

2.1 试验现象

试件FWL-240-75:加载初期试件处于弹性阶段,当加载荷载增加至120 kN(拉力)时,3号孔左下角处应变值达到1655μ(μ=10-6),孔角位置已经屈服,但试件仍处于弹性阶段,直至加载至200 kN,蜂窝梁试件进入弹塑性阶段,此时跨中位移为2.6 mm,以该位移的整数倍控制加载。随着位移荷载持续增加至2倍屈服位移时,4号孔洞右下角受压位置处腹板出现局部屈曲,但此时现象不太明显,当荷载持续增加至3倍屈服位移时,4号孔洞右下角和3号孔洞左上角均产生局部屈曲现象。当作用至3倍屈服位移的第2圈拉方向时,此时达到试件的峰值荷载250.74 kN。继续增加位移荷载至4倍屈服位移时,4号孔左下孔角和左上孔角也出现了明显的鼓曲现象,该级荷载循环至第2圈时,荷载下降至206 kN,荷载下降到峰值荷载的85%以下,试件破坏。试件最终破坏形态为孔间腹板产生“S”形变形,焊缝位置并未出现破坏现象,孔角未出现撕裂,翼缘也未达到屈服状态。最终破坏形态如图9所示。

图9 FWL-240-75破坏情况
Fig.9 FWL-240-75 Damage status

试件FWL-240-85:荷载控制加载阶段,试件处于弹性阶段。当荷载达到92 kN时,3号孔右上角孔角处应变首先达到屈服状态。当荷载加至140 kN时,蜂窝梁试件进入弹塑性工作阶段,此时跨中位移约为2 mm,此后采用该位移的整数倍控制加载。当位移荷载增加至2倍屈服位移时,4号孔洞右下角受压位置处腹板出现了鼓曲现象,随着荷载的反复作用,鼓曲现象越来越明显。当位移荷载增加至3倍屈服位移时,3号孔和4号孔孔间腹板屈曲现象明显,这时荷载达到了该试件的峰值荷载202.18 kN。随着荷载的持续反复作用,两孔之间的腹板几乎全部发生屈曲现象,屈曲呈波浪形,焊缝以上向外凸起,焊缝以下向内凹陷,腹板已经发生平面外失稳,同时靠近加劲肋位置的孔角也出现了明显的屈曲现象,荷载下降到峰值荷载的85%以下,试件破坏,试验结束,此时该试件并未出现焊缝破坏现象,孔角也未出现撕裂现象。试件破坏情况如图10所示。

图10 FWL-240-85破坏情况
Fig.10 FWL-240-85 Damage status

试件JJFWL-240-75:加载初期,试件处于弹性阶段。当荷载增加至36.84 kN(压)时,1号孔角处应变值达到1710,此处孔角已达到屈服。随着荷载的增加,10号、8号、5号、7号、2号、11号及4号孔角先后屈服,而腹板和翼缘位置未屈服,加载点的荷载-位移曲线依旧处于弹性阶段。当荷载增加至198.77 kN(压)时,跨中位置荷载-位移曲线压方向出现拐点,试件开始进入了弹塑性阶段,相应的位移为4.25 mm(计为Δy),此后以0.5Δy递增加载,每级循环两周。随着位移荷载的持续增加,Ⅰ号孔右上墩板边缘和Ⅳ号孔左上墩板边缘均出现微曲(形变位置对称)。当加载至2.5Δy(拉)时,荷载为258.07 kN(拉),Ⅰ号孔右上墩板边缘和Ⅳ号孔左上墩板边缘均出现微曲(形变位置对称),Ⅱ号孔左下墩板边缘和Ⅳ号孔左上墩板边缘出现微曲,5号孔角、16号孔角屈曲明显。此后随着位移荷载的持续加载,各孔角及靠近孔角的区域均发生不同程度的屈曲,Ⅳ号孔孔角及孔周屈曲最为明显。当位移荷载持续增加至4.5Δy时,此时荷载已下降到峰值荷载的85%以下,试件破坏。焊缝位置并未出现破坏现象,翼缘也未达到屈服状态。试件JJFWL-240-75的最终破坏形态如图11所示。

图11 JJFWL-240-75破坏情况
Fig.11 JJFWL-240-75 Damage status

试件JJFWL-240-85:加载初期试件处于弹性阶段。当荷载增加至172.56 kN(压)时,跨中位置荷载 -位移曲线出现拐点,试件开始进入了弹塑性阶段,相应的位移为3.83 mm(计为Δy),此后以0.5Δy递增加载,每级循环两周。当加载至2Δy(拉)时,荷载为221.18 kN(拉),Ⅰ号孔右上墩板边缘和Ⅳ号孔左上墩板边缘、Ⅱ号孔左下墩板边缘和Ⅲ号孔右下墩板边缘屈曲明显(形变位置对称),5号和22号孔角分别发生凹陷和凸曲且现象明显,位移荷载卸载至零后,屈曲现象没有消失。随着位移荷载的持续加载,各孔角及附近区域均发生不同程度的屈曲,试件承载力逐渐下降。当位移荷载增加至5.5Δy时,Ⅰ号孔下梁桥区域屈服(1784),此时荷载已下降到峰值荷载的85%以下,试件破坏。试件Ⅰ号孔和Ⅳ号孔孔周破坏比较严重,1号孔角撕裂,焊缝位置未出现破坏现象,翼缘也未达到屈服状态。试件JJFWL-240-85的最终破坏形态如图12所示。

图12 JJFWL-240-85破坏情况
Fig.12 JJFWL-240-85 Damage status

比较各试件破坏情况可知:

1) JJFWL-240-85试件与JJFWL-240-75试件主要破坏形式为孔角屈曲或撕裂而导致试件承载能力下降而破坏,不同之处在于JJFWL-240-75试件只有Ⅳ号孔孔角屈曲严重而JJFWL-240-85试件4个孔孔角破坏均发生屈曲破坏且相互对称。

2) 各试件翼缘及孔间墩板均没有出现明显的破坏现象,由于孔间墩板受加劲肋平面外约束作用,孔间墩板不再发生屈曲,说明设置横向加劲肋可有效防止墩板位置屈曲的发生。

2.2 性能分析

各试件滞回曲线、骨架曲线以及相应的荷载位移关系分别如图13、图14和表3所示。

图13 各试件滞回曲线
Fig.13 Hysteretic curves of each test specimen

图14 设置横向加劲肋试件骨架曲线
Fig.14 Skeleton curves of setting transverse stiffener test specimen

表3 各试件荷载与位移值
Table.3 The load and displacement specimens

屈服状态 峰值状态 极限状态试件编号images/BZ_186_1723_2676_1736_2741.pngimages/BZ_186_1967_2676_1979_2741.pngPyΔy Pmaximages/BZ_186_1723_2748_1736_2813.pngΔmaximages/BZ_186_1967_2748_1979_2813.pngPuΔu FWL-240-75208.063.68250.75 6.56 213.1210.89 FWL-240-85151.792.79202.19 5.73 183.547.72 JJFWL-240-75222.745.09258.16 10.63 219.4417.95 JJFWL-240-85194.384.97219.28 9.13 186.3920.63

比较图13各试件滞回曲线可知:

设置横向加劲肋构件滞回曲线比无加劲肋构件滞回曲线更为饱满,前者滞回性能优于后者,对于高厚比较大试件,滞回性能较差,加劲肋作用更为明显。着重分析两个设置横向加劲肋构件,二者出现不同程度的捏缩现象,JJFWL-240-85的滞回曲线捏缩程度没有JJFWL-240-75的明显,由于前者每级加载各孔受力比较均匀,孔角屈曲形态相互对称,而后者加载初期各孔受力均匀,但加载后期,试件端孔孔角产生较大屈曲变形,端孔破坏较快,导致试件耗能能力和变形能力下降。

比较图14各试件骨架曲线可知:

通过图14(a)和图14(b)可知:设置横向加劲肋后,与原试件相比,初始刚度差别不大,承载能力和变形能力提高。通过图14(c)可知: JJFWL-240-75峰值荷载比JJFWL-240-85峰值荷载高,但峰值荷载后后者曲线下降较为平缓,说明JJFWL-240-85变形能力较好。

由表3荷载-位移关系可知:

1) 通过比较表3中各试件峰值荷载可知:试件设置横向加劲肋后,高厚比85试件峰值荷载提高8.4%,高厚比75试件峰值荷载提高2.9%,说明设置横向加劲肋对高厚比较大的试件承载能力的提高更明显。

2) 通过表3中屈服位移和极限位移可知:设置横向加劲肋后,高厚比85试件屈服位移和极限位移分别提高78.14%、180.18%,高厚比75试件屈服位移和极限位移分别提高38.31%、64.83%,说明设置横向加劲肋可大大提高蜂窝构件的变形能力,且对高厚比较大的试件变形能力的提高作用更大。

2.3 应变分析

本节主要对蜂窝钢梁的孔角和翼缘的应变变化情况进行对比分析。孔间墩板设置横向加劲肋的试件,1-1截面不再布置应变片。为了方便表述,各测点位置编号如图15。

图15 各测点位置编号
Fig.15 Location number of each measurement point

2.3.1 各试件翼缘应变分析

各试件从加载到破坏翼缘均没达到屈服状态,为研究不同截面翼缘变化规律,选取各试件在达到屈服荷载,峰值荷载及极限荷载状态下的应变进行分析,各试件上翼缘应变变化如图16所示。

图16 各试件上翼缘应变变化
Fig.16 The upper flange strain changes on each test specimen

比较各试件上翼缘在不同状态下的应变变化可得出以下结论:设置横向加劲肋而高厚比不同的两个试件,在达到屈服荷载和峰值荷载时翼缘应变变化规律相似,均为Ⅱ号孔上方翼缘应变值高于Ⅰ号孔值,但是在极限荷载时,JJFWL-240-85Ⅰ号孔上方翼缘应变值开始高于Ⅱ号孔值,这是由于Ⅰ号孔孔角在达到极限荷载时,发生屈曲破坏,应力从孔角向孔周迁移,孔洞截面处抗剪能力严重下降,相应翼缘处应变值增加。

2.3.2 蜂窝钢梁孔角应变分析

为研究不同腹板高厚比对蜂窝钢梁孔角应变影响规律,分别取弹性阶段和弹塑性阶段两组位移2 mm和6 mm对各试件孔角应变进行分析,各测点应变变化如图17所示。

图17 各试件孔角应变变化
Fig.17 The hole angle strain changes on each test specimen

比较各试件孔角应变变化分布情况可得出以下结论:腹板高厚比增加,孔角应力集中现象越来越明显。加载位移为2 mm时,JJFWL-240-85试件的1号、10号和11号孔角已经屈服,而JJFWL-240-75试件只有1号孔角屈服;在弹塑性阶段,二者孔角位置均已达到屈服状态。

3 有限元模型建立与验证

3.1 有限元模型的建立

本文拟采用有限元软件ABAQUS对设置加劲肋的蜂窝钢梁滞回性能进行模拟分析。建立的蜂窝钢梁的有限元模型如图18所示。

图18 设置加劲肋蜂窝钢梁有限元模型
Fig.18 Finite element model of castellatedbeam

3.1.1 单元类型的选取

本文建立的模型是由蜂窝钢梁、加劲肋和端板装配而成,各部件均使用三维四节点壳单元S4R[24],模型中的蜂窝钢梁、加劲肋以及端板尺寸均满足壳单元的应用条件,本文采用壳单元创建模型。

3.1.2 钢材本构模型

为了使蜂窝钢梁在往复荷载作用下引起的上下T形截面抗弯能力能够充分发展,本文选用本构模型为双线性随动强化(BKIN)模型。考虑到钢材的应力-应变关系模型应该满足Von Mises屈服准则。

3.1.3 模型相互作用关系

本文有限元模型是由蜂窝钢梁、加劲肋及端板所组成。首先在部件(Part)模块中创建全部零部件,然后在装配(Assembly)模块中把各个零部件装配成型,最后根据构件的实际连接情况和受力传力情况来定义每个部件之间的相互作用关系。在试验加工中,蜂窝钢梁、加劲肋及端板的连接方式都是采用焊接的,故本文在有限元软件ABAQUS装配(Assembly)模块中通过合并(Merge)命令将这些部件合并成一个整体,此外再无其它相互作用。

3.1.4 边界条件及网格划分

在创建的蜂窝钢梁模型左端限制xyz这3个方向的位移和绕y轴和z轴的转角,以此模拟铰支座;在梁右端限制xy两个方向的位移以及绕y轴和z轴的转角,以此模拟滑动支座;同时限制了梁上下翼缘沿x方向的位移和绕z轴的转角,以此模拟侧向支撑。

有限元模型网格划分的过程中,先进行整体网格划分,为了突出孔洞的影响,孔周用较小的网格划分技术细化,划分后的有限元模型如图19所示。

图19 设置加劲肋蜂窝钢梁有限元模型
Fig.19 Finite element model of castellated beam

3.2 有限元模型参数验证

根据上述模型建立原则及本次试验所用试件的尺寸建立有限元模型,按照试验加载制度进行加载,从而得到各模型的破坏形态、滞回曲线及峰值荷载,并与试验结果进行对比分析,以此验证模型建立的准确性及对不同参数的普遍适用性,为后续进行不同参数的拓展模拟分析奠定基础。

3.2.1 破坏形态比较

通过试验结果可知在孔间墩板设置横向加劲肋而高厚比不同的试件破坏形态均为孔角破坏,不同之处在于JJFWL-240-75试件Ⅳ号孔孔角破坏,而JJFWL-240-85试件Ⅰ号孔和Ⅳ号孔孔角均发生破坏。通过对比有限元模拟与试验结果发现二者破坏形态相似,吻合较好。图20为蜂窝钢梁的试验和模拟破坏形态对比图。

图20 试验与模拟破坏形态对比
Fig.20 Comparison of experiment damage with finite element

3.2.2 滞回曲线比较

图21为各蜂窝构件的试验和模拟滞回曲线对比图。通过滞回曲线对比可知,有限元模拟与试验滞回曲线拟合较好,加载初期试验构件滞回曲线很饱满,随着位移荷载的增加由于孔间墩板屈曲及孔角破坏,滞回曲线出现捏缩现象。

图21 试验与模拟滞回曲线对比
Fig.21 Comparison between experimental and finite element hysteretic curves

3.2.3 承载力比较

由表4可知,试验值与有限元模拟值相差不大,误差均控制在6%以内,说明有限元模拟与试验拟合度较高,可采用有限元模拟对其进行进一步研究。

表4 极限承载力试验值与模拟值比较
Table 4 Comparison of test value and simulated value of ultimate bearing capacity

试件 试验值Pt/kN 有限元模拟值Pu/kN 误差/(%)JJFWL-240-75 258.16 273.63 5.99 JJFWL-240-85 219.28 228.38 4.15

综上所述,通过将模拟得到破坏形态、滞回曲线及峰值荷载与试验结果进行对比分析发现,本文采用的有限元模型的模拟结果和试验结果拟合度较高,误差相差不大。说明本文建立的模型具有较高的准确性及对不同参数的普遍适用性,可用来对蜂窝钢梁的局部稳定及滞回性能进行进一步研究。

4 有限元模拟分析不同加劲肋布置位置对蜂窝钢梁滞回性能的影响

4.1 不同加劲肋布置位置蜂窝钢梁模拟构件设计

采用上述有限元基础模型,设置不同位置加劲肋,各构件的具体设计参数如表5所示。模拟构件的截面尺寸与试验试件相同,即400×200×5.1×8,腹板高厚比75,开孔率60%,开8个正六边形蜂窝孔洞,其长度为3933 mm,跨中加劲肋厚度为14 mm,其余横向加劲肋厚度为6 mm,仅改变加劲肋布置位置。为考虑各种加劲肋布置方式,构件编号以构件序号和加劲肋布置位置命名,以JJFWL-2为例,“JJFWL”表示“设置横向加劲肋的蜂窝钢梁”,“2”表示所要研究构件顺序编号。加劲肋布置位置编码以“3113”为例,表示用加劲肋把8个蜂窝孔洞按3孔、1孔、1孔、3孔间隔开。

表5 构件尺寸参数
Table 5 Dimensions of specimen

试件编号加劲肋开孔数量开孔高度/位置 mm开孔率/腹板高厚比(%)JJFWL-144 8 240 60 75 JJFWL-23113 8 240 60 75 JJFWL-32222 8 240 60 75 JJFWL-42111128 240 60 75 JJFWL-51211218 240 60 75 JJFWL-61331 8 240 60 75 JJFWL-71122118 240 60 75 JJFWL-8111111118 240 60 75

4.2 不同加劲肋布置位置蜂窝钢梁模拟构件单调静力加载分析

通过对不同加劲肋布置位置的蜂窝钢梁进行单调静力加载得到各构件的荷载位移曲线如图22所示,各构件的屈服位移和屈服荷载如表6所示。

表6 单调静力加载下构件的屈服位移和屈服荷载
Table 6 Yield load and yield displacement under monotonic static loading

试件编号 屈服位移/mm 屈服荷载/kN JJFWL-1 9.58 201.33 JJFWL-2 10.09 210.18 JJFWL-3 10.21 213.38 JJFWL-4 10.45 218.56 JJFWL-5 10.72 219.15 JJFWL-6 11.15 221.78 JJFWL-7 11.89 224.27 JJFWL-8 12.16 226.56

图22 各构件荷载-位移曲线
Fig.22 Load-displacement curve of each specimen

通过表6及图22可知:各构件屈服位移和屈服荷载相差不大,初始刚度相差极小,不同之处在于各构件峰值荷载和峰值位移、极限荷载和极限位移有明显差别,原因在于在不同位置设置加劲肋后,各构件发生局部屈曲的先后顺序发生改变,从而使各构件承载能力有所不同。

4.3 不同加劲肋布置位置蜂窝钢梁模拟构件的滞回性能分析

4.3.1 破坏形态

各构件破坏形态如图23所示。通过分析各构件模拟结果可知:JJFWL-1、JJFWL-2、JJFWL-6和JJFWL-7孔间墩板发生“S”形屈曲破坏,JJFWL-3、JJFWL-4和JJFWL-5破坏形态为孔间墩板平面外扭转屈曲,JJFWL-8破坏形态为靠近加载点的孔洞上下翼缘及孔角均发生屈曲破坏,说明加劲肋位置布置不同,各构件破坏形态及破坏位置将发生改变。从各构件破坏现象可以看出,局部屈曲主要发生在墩板不设置横向加劲肋的区域。对于JJFWL-8,由于墩板处均布置了加劲肋,墩板处不再屈曲,靠近加载位置的孔洞由于承受较大的弯矩和剪力,孔角先进入屈服状态,并逐渐扩展到翼缘,最终在孔洞截面位置形成塑性铰,试件破坏。

图23 不同加劲肋布置位置蜂窝钢梁应力云图
Fig.23 Stress cloud of castellated beams with different stiffener arrangement

4.3.2 滞回曲线

不同加劲肋布置位置的蜂窝钢梁滞回曲线如图24所示。通过比较各构件滞回曲线可知,随着加劲肋布置位置的改变,各构件滞回曲线越来越饱满,但峰值荷载后均出现不同程度的捏缩现象,JJFWL-8是由于靠近跨中的孔洞及上下翼缘发生屈曲破坏造成的,而其余构件是由于部分墩板发生屈曲破坏所导致。所有构件中JJFWL-7和JJFWL-8的滞回环相对于其他构件较为饱满,耗能能力较好。

图24 不同加劲肋布置位置蜂窝钢梁滞回曲线
Fig.24 Hysteresis curve of castellated beams with different stiffener arrangement

4.3.3 骨架曲线

不同加劲肋布置构件的骨架曲线如图25所示。从骨架曲线可以看出,随着加劲肋布置位置的改变,各构件初始刚度相差不大,承载能力有所增加。JJFWL-1承载能力最先出现下降,其原因是由于孔间墩板较早出现屈曲破坏所导致,JJFWL-8承载能力最好,荷载下降相比其他构件较为平缓,这是由于其所有墩板位置均设置了横向加劲肋,腹板不再发生屈曲破坏,从而使承载能力得到提高。从表7中数据可知,JJFWL-1到JJFWL-8峰值荷载分别增长了5%、2%、0.04%、2%、6%、1%和1%;JJFWL-1和JJFWL-8的承载力相差39.13kN,增长了18.08%。说明设置横向加劲肋可大大提高蜂窝构件的承载能力,但不同加劲肋布置位置对蜂窝构件承载能力提高作用不同。

图25 不同加劲肋布置位置蜂窝钢梁骨架曲线
Fig.25 Skeleton curve of castellated beams with different stiffener arrangement

表7 各构件荷载与位移值
Table 7 The load and displacement of each specimen

试件编号 屈服状态 峰值状态 极限状态P/kN Δ/mmimages/BZ_192_635_1316_654_1376.pngP/kN Δ/mm P/kNΔ/mm yymaxmaxuuimages/BZ_192_641_1264_654_1319.pngJJFWL-1 196.13 9.58 216.3911.88 183.9316.07 JJFWL-2 207.08 10.09 228.1614.26 193.9417.12 JJFWL-3 208.33 10.21 233.4614.51 198.4417.53 JJFWL-4 209.76 10.45 233.4714.69 198.4519.25 JJFWL-5 217.16 10.72 237.0515.58 201.4919.85 JJFWL-6 218.59 11.15 251.1122.33 213.4422.44 JJFWL-7 216.56 11.89 253.1224.17 215.1426.54 JJFWL-8 219.84 12.16 255.5221.91 217.1927.86

4.3.4 延性

不同加劲肋布置的蜂窝构件延性系数如表8所示。通过对延性系数比较可知:加劲肋布置位置的不同对蜂窝钢梁的延性系数有着显著的影响,随着加劲肋布置位置的改变,蜂窝钢梁的延性系数逐渐增大。相对而言,JJFWL-6、JJFWL-7和JJFWL-8延性系数较好,其中JJFWL-7和JJFWL-8延性较为接近,分别为2.23和2.29,相差1.35%。JJFWL-6延性优于JJFWL-4、JJFWL-5,表明滞回性能与设置加劲肋数目关系不大,并不是设置加劲肋数目越多,其滞回性能越好。

表8 各构件延性系数表
Table 8 The ductility coefficient of each specimen

试件编号 屈服位移/mm 极限位移/mm 延性系数JJFWL-1 9.58 16.07 1.67 JJFWL-2 10.09 17.12 1.69 JJFWL-3 10.21 17.53 1.71 JJFWL-4 10.45 19.25 1.84 JJFWL-5 10.72 19.85 1.85 JJFWL-6 11.15 22.44 2.01 JJFWL-7 11.89 26.54 2.23 JJFWL-8 12.16 27.86 2.29

4.3.5 耗能

各构件能量耗散系数和等效粘滞阻尼系数如表9所示,通过比较各构件能量耗散系数可知:随着加劲肋布置位置的改变,各构件的耗能能力逐渐增加。JJFWL-7和JJFWL-8耗能能力较好,说明最易发生屈曲的孔间墩板,受横向加劲肋约束,延缓破坏发生,提高蜂窝钢梁耗能能力。

表9 各构件能量耗散系数
Table 9 Energy dissipation coefficient of each specimen

试件编号 等效粘滞阻尼系数he 能量耗散系数E JJFWL-1 0.183 1.151 JJFWL-2 0.188 1.185 JJFWL-3 0.237 1.149 JJFWL-4 0.265 1.667 JJFWL-5 0.267 1.678 JJFWL-6 0.283 1.779 JJFWL-7 0.329 2.071 JJFWL-8 0.384 2.411

4.3.6 刚度退化

不同加劲肋布置位置构件的刚度退化曲线如图26,比较各构件刚度退化曲线可知:不同加劲肋布置位置的蜂窝钢梁,初始刚度相差极小,随着位移荷载的持续增加,JJFWL-1、JJFWL-2、JJFWL-3、JJFWL-4和JJFWL-5刚度退化曲线均出现陡降段,说明其相应的横向加劲肋布置位置对蜂窝钢梁的刚度提高作用不大。

综上所述,通过对不同加劲肋布置的蜂窝钢梁分析可知:设置横向加劲肋可大大提高蜂窝钢梁滞回性能。考虑到实际应用及工程经济,为满足抗震要求,合理布置加劲肋可有效提高整体性能。孔间墩板最先发生屈曲部位布置加劲肋效果最明显。

图26 不同加劲肋布置方式蜂窝钢梁刚度退化曲线
Fig.26 Stiffness degradation curve of castellated beams

5 结论

(1) 不同腹板高厚比的试件,腹板高厚比越大,孔间墩板越容易发生局部屈曲,随着往复荷载的持续增加,造成损伤逐渐累积;由于局部屈曲,构件塑性区发展极为不充分,滞回性能较差。

(2) 设置横向加劲肋的蜂窝钢梁,孔间墩板受横向加劲肋平面外约束,有效防止墩板位置屈曲的发生,与无加劲肋的蜂窝钢梁试件相比,其滞回性能明显提高。

(3) 蜂窝钢梁发生屈曲前,有无横向加劲肋的构件初始刚度差别不大;发生屈曲变形后,设置横向加劲肋构件承载能力和变形能力显著提高。构件高厚比越大,加劲肋作用效果越显著。

(4) 蜂窝钢梁滞回性能主要与加劲肋布置位置有关。横向加劲肋布置位置不同,蜂窝钢梁的破坏形态发生改变,其滞回性能不同。并非设置加劲肋数目越多,构件滞回性能越好,孔间墩板最先发生屈曲部位布置加劲肋效果最明显。

参考文献:

[1]张益凡.蜂窝梁的整体和局部稳定分析[D].长沙: 中南大学, 2008.Zhang Yifan.Overall and local stability analysis of castellated beams [D].Changsha: ZhongnanUniversity,2008.

[2]Tsavdaridis K D, D’Mello C.Web buckling study of the behaviour and strength of perforated steel beams with different novel web opening shapes [J].Journal of Constructional Steel Research, 2011, 67(10): 1605-1620.

[3]Sweedan A M I.Elastic lateral stability of I-shaped cellular steel beams [J].Journal of Constructional Steel Research, 2011, 67(2): 151-163.

[4]Showkati H, Ghazijahani T G, Noori A, et al.Experiments on elastically braced castellated beams [J].Journal of Constructional Steel Research, 2012, 77(10): 163-172.

[5]Anupriya B, Jagadeesan K, Saranya B.Effect of stiffeners on castellated beams [J].2016, 6(12): 30.

[6]Anupriya B, Jagadeesan K.Shear strength of castellated beam with and without stiffeners using FEA(ANSYS 14) [J].International Journal of Engineering &Technology, 2014, 6(4): 55-59.

[7]Chen D Y , Pu W L.The affection of transverse stiffener for elastic buckling of castellated beam web under concentrated Load [J].International Journal of Science,2016, Vol.3No.5.

[8]邓皓.弯剪共同作用下蜂窝梁腹板弹性屈曲分析[D].成都: 西南石油大学, 2016.Deng Hao.Elastic buckling analysis of castellated beam webs under the combined action of bending shear [D].Chengdu: Southwest Petroleum University, 2016.(in Chinese)

[9]王培军, 王旭东, 马宁.圆角多边孔蜂窝梁孔间腹板屈曲承载力研究[J].工程力学, 2015(4): 145-152.Wang Peijun, Wang Xudong, Ma ning.Study on buckling bearing capacity of webs between holes in multi-angle multilateral hole castellated beam [J].Engineering Mechanics, 2015 (4): 145-152.(in Chinese)

[10]王培军, 王旭东, 张露露.常温及火灾下蜂窝梁腹板屈曲承载力计算方法[J].工程力学, 2017(2): 171-178.Wang Peijun, Wang Xudong, Zhang Lulu.Calculation method of buckling bearing capacity of castellated beam webs at normal temperature and fire [J].Engineering Mechanics, 2017 (2): 171-178.(in Chinese)

[11]Wu Y, Wu D, Lin G D, et al.Simplified calculation method for the bearing capacity of hexagon-hole castellated beam [J].Journal of Harbin Institute of Technology, 2009, 41(2): 5-8.

[12]Anupriya B, Jagadeesa K, Baskar R.Experimental investigation of shear strength of castellated beam with and without stiffeners [J].Journal of Structural Engineering, 2015, 42(4): 358-362.

[13]贾连光, 李庆文, 刘永方.蜂窝梁抗剪性能分析与计算[J].工程力学, 2012(a02): 23-30.JiaLianguang, Li Qingwen, Liu Yongfang.Analysis and calculation of shear resistance of castellated beams [J].Engineering Mechanics, 2012 (A2): 23-30.(in Chinese)

[14]贾连光, 杜明坎, 回锋, 许峰.六边形孔蜂窝梁和蜂窝组合梁抗剪性能分析[J].工程力学, 2016, 33(1):81-87.Jia Lianguang, Du Mingkan, HuiFeng, XuFeng.Shear performance analysis of hexagonal hole castellated beam and castellated composite beam [J].Engineering Mechanics, 2016, 33(1): 81-87.(in Chinese)

[15]李鹤, 王旭东, 张露露.圆角多边形孔蜂窝梁孔间腹板屈曲承载力计算方法对比研究[J].建筑钢结构进展,2017, 19(2): 38-44.Li He, Wang Xudong, Zhang Lulu.Comparative study on the calculation method of buckling bearing capacity of webs between castellated beam holes in rounded polygon hole [J].Progress of construction steel structure, 2017,19(2): 38-44.(in Chinese)

[16]贾连光, 刘勐, 史文学.考虑蜂窝梁腹板屈曲的框架节点滞回性能分析[J].沈阳建筑大学学报(自然科学版),2016(6): 961-969.Jia Lianguang, Liu Meng, Shi Wenxue.Analysis of the hysteresis performance of the frame node considering the buckling of castellated beam webs [J].Journal of Shenyangjianzhu University (natural Science Edition),2016 (6): 961-969.(in Chinese)

[17]贾连光, 李秋镕, 刘勐, 宋中琦.蜂窝梁滞回性能研究[J].建筑科学与工程学报, 2018, 35(5): 179-187.JiaLianguang, Li Qiurong, Liu Meng, SongZhongqi.Study on hysteresis performance of castellated beams[J].Journal of Architectural Science and Engineering, 2018,35 (5): 179-187.(in Chinese)

[18]李波, 杨庆山, 茹继平.梁腹板开圆孔的钢框架抗震性能研究[J].工程力学, 2009, 26(1): 64-73.Li Bo, Yang Qingshan, Ru Jiping.Study on seismic performance of steel frame with open round hole of beam webs [J].Engineering Mechanics, 2009, 26 (1): 64-73.(in Chinese)

[19]Chen D Y, Pu W L.The affection of transverse stiffener for elastic buckling of casterllated beam web under concentrated load [J].International Journal of Science,2016, 3(5): 241-247.

[20]刘勐.蜂窝梁及其组合梁滞回性能研究[D].沈阳: 沈阳建筑大学, 2017.Liu Meng.Study on hysteresis performance of castellated beam and composite beam [D].Shenyang:Shenyang Jianzhu University, 2017.(in Chinese)

[21]GB/T 2975-1998, 钢及钢产品力学性能试验取样位置及试样制备[S].北京: 中国标准出版社, 1998.GB/T 2975-1998, Test sampling position and sample preparation of mechanical properties of steel and steel products [S].Beijing: China Standards Press, 1998.(in Chinese)

[22]GB/T 228-2010, 金属材料—室温拉伸试验方法[S].北京: 中国标准出版社, 2010.GB/T 228-2010, Metal materials-room temperature tensile test method [S].Beijing: China Standards Press,2010.(in Chinese)

[23]JGJ/T 101-2015, 建筑抗震试验方法规程[S].北京: 中国建筑工业出版社, 2015.JGJ/T 101-2015, Specification for seismic test methods for buildings [S].Beijing: China Architecture & amp;Building Press, 2015.(in Chinese)

[24]石亦平, 周玉蓉.ABAQUS有限元分析实例详解[M].北京: 机械工业出版社, 2006.Shi Yiping, Zhou Yurong.A detailed example of ABAQUS finite element analysis [M].Beijing:Machinery Industry Press, 2006.(in Chinese)

STUDY ON HYSTERETIC BEHAVIOR OF REGULAR HEXAGONAL HONEYCOMB STEEL BEAMS WITH TRANSVERSE STIFFENERS

JIA Lian-guang , LANG Yu-xiao , BI Ran , SONG Zhong-qi , LIU Meng
(College of Civil Engineering, Shenyangjianzhu University, Liaoning, Shenyang 110168, China)

Abstract: In order to avoid structural failure caused by local buckling of castellated member webs, the influence of transverse stiffening rib on the hysteresis behavior of a regular hexagonal honeycomb steel beam should be studied emphatically.In this paper, the failure mode, local stability and hysteresis performance of castellated steel beams under reciprocating load are studied by means of test and finite element analysis.The test specimen are 2 transverse stiffening rib castellated beams with the same opening rate but different web thickness ratios, and compared with 2 non-stiffened rib castellated steel beams with the same parameters.The results show that: under a low cycle reciprocating load, the specimen of transverse stiffening rib is arranged in the pier plate of the hole,and the pier plate is restrained by transverse stiffening rib to reduce the influence of local buckling of webs.The failure mainly occurs in the hole angle position.Compared with the non-stiffened rib castellated-steel beams, the hysteretic performance of the lateral stiffening-rib specimen is obviously improved.It shows that the layout of transverse stiffened rib is different, the failure mode of the castellated beam is changed, and the hysteretic performance is greatly affected.The reasonable stiffening rib placement can effectively improve the hysteretic performance of castellated steel beams.

Key words: structural engineering; castellated beam; test and the finite element analysis; local buckling of webs; hysteretic behavior; transverse stiffening rib

中图分类号:TU392

文献标志码:A

doi: 10.6052/j.issn.1000-4750.2018.12.0655

文章编号:1000-4750(2019)11-0168-15

收稿日期:2018-12-03;修改日期:2019-07-30

基金项目:国家自然科学基金项目(51578346)

通讯作者:贾连光(1961-),男,辽宁人,教授,硕士,博导,主要从事钢结构研究(E-mail: syjlg@163.com).

作者简介:

郎玉霄(1995-),女,黑龙江人,硕士生,主要从事钢结构研究(E-mail: 1254956227@qq.com);

毕 然(1988-),女,内蒙古人,博士生,主要从事钢结构研究(E-mail: biran0312@163.com);

宋中琦(1990-),男,河南人,硕士生,主要从事钢结构研究(E-mail: 1437324854@qq.com);

刘 勐(1991-),男,河北人,硕士生,主要从事钢结构研究(E-mail: 1623124393@qq.com).