新型鋼框架焊接節(jié)點抗震性能試驗與數(shù)值分析

趙旭冉，鄭山鎖?，張曉輝，曹琛

（1.西安建筑科技大學 土木工程學院，陜西 西安 710055；2.西安建筑科技大學結(jié)構(gòu)工程與抗震教育部重點實驗室，陜西西安 710055）

自美國Northridge 地震（1994 年）和日本Kobe地震（1995 年）后，為避免普通鋼框架焊接節(jié)點在強震作用下發(fā)生脆性破壞，各國學者進行了大量的研究，提出了多種改善節(jié)點抗震性能的措施.主要思路是實現(xiàn)塑性鉸外移，改善節(jié)點處的復雜應力狀態(tài)，緩解局部應力集中現(xiàn)象，從而提高節(jié)點的抗震性能[1].塑性鉸外移分為2 種基本形式：即梁端局部加強（如蓋板加強型、擴大翼緣型、腋梁加強型）與梁截面局部削弱（狗骨型、腹板開孔型、焊接孔擴大型）[2-5].

日本普遍采用梁端翼緣擴大型節(jié)點；美國主要采用狗骨型（RBS）節(jié)點；我國《建筑抗震設計規(guī)范》（GB 50011—2010）推薦采用梁端蓋板加強型節(jié)點.但加強型節(jié)點需加大梁端截面或外加輔助件，勢必造成不經(jīng)濟[6].削弱型節(jié)點則以降低試件的承載力為代價，且易引起削弱處板件局部穩(wěn)定問題，存在一定弊端[7].可見，已有節(jié)點形式雖能增強節(jié)點的抗震性能，但都將不同程度上改變節(jié)點的強度或剛度.為此，本文提出梁端翼緣蓋板加強與腹板開孔削弱并用的新型節(jié)點，旨在滿足梁柱節(jié)點強度與剛度基本不變的前提下實現(xiàn)塑性鉸外移，避免節(jié)點發(fā)生脆性破壞，保證鋼框架結(jié)構(gòu)的安全性.

本文共設計了4 個不同構(gòu)造形式的鋼框架焊接節(jié)點試件（分別為標準型、蓋板加強型、腹板開孔削弱型、新型），研究了梁端局部構(gòu)造對鋼框架節(jié)點破壞形態(tài)、滯回曲線、承載力、剛度退化、延性及耗能能力等抗震性能的影響，并通過試驗及數(shù)值模擬，驗證了新型節(jié)點的可行性，以供實際工程參考.

1 試驗概況

1.1 試件設計

根據(jù)《鋼結(jié)構(gòu)設計標準》（GB 50017—2017）[8]及《建筑抗震設計規(guī)范》（GB 50011—2010）[9]要求，并以“強柱弱梁”“強節(jié)點弱構(gòu)件”為原則設計了4 個1 ∶2的鋼框架焊接節(jié)點試件.試件均采用Q235B 熱軋H型鋼制作，柱截面規(guī)格為HW250×250×9×14，高度為2 050 mm，梁截面規(guī)格為HN300×150×6.5×9，長度為1 750 mm.

為研究梁端局部構(gòu)造形式對鋼框架節(jié)點抗震性能的影響，建立4 種節(jié)點形式：標準型節(jié)點、腹板開孔削弱型節(jié)點、蓋板加強型節(jié)點及新型節(jié)點，如圖1所示.其中，新型節(jié)點構(gòu)造上屬于翼緣蓋板加強與腹板開孔削弱并用的節(jié)點形式，即通過改變框架梁蓋板長度、腹板開孔半徑及孔圓心至梁端的距離，使其承載力曲線與標準節(jié)點試件承載力曲線相近或重合.

圖1 不同構(gòu)造形式鋼框架焊接節(jié)點示意圖Fig.1 Diagram of different structural welded connections

不同構(gòu)造形式節(jié)點參數(shù)取值參照FEMA-350[10]及GB 50011—2010[9].為了保證梁端塑性鉸外移至腹板開孔處，并使得蓋板對塑性鉸區(qū)翼緣約束作用相同，以便于分析局部構(gòu)造變化對節(jié)點抗震性能的影響，新型節(jié)點翼緣蓋板長度取為腹板開孔圓心至梁端的距離減去開孔半徑，即將蓋板長度與腹板開孔位置2 個變量合為1 個變量，用蓋板長度表示.腹板開孔半徑為80 mm，蓋板尺寸為200 mm×120 mm×10 mm（長×寬×厚）.

所有試件梁柱連接均采用全焊連接，鋼梁翼緣與鋼柱翼緣采用Q235B 加強板進行對接，加強板和梁翼緣與柱翼緣采用單邊坡口全熔透對接焊縫連接；鋼梁腹板與柱翼緣采用雙面角焊縫連接.焊條為E43 型，焊縫質(zhì)量符合《焊縫無損檢測等級和評定》（GB/T 11345—2013）“B-Ⅱ級”要求.試件詳細尺寸如圖2 所示.試件主要設計參數(shù)見表1.鋼材實測力學性能見表2.

圖2 試件詳細尺寸（單位:mm）Fig.2 Specimen details（unit：mm）

表1 試驗設計參數(shù)Tab.1 Test parameters

表2 鋼材力學性能Tab.2 Mechanical properties of steel

1.2 加載裝置及加載制度

試驗在西安建筑科技大學結(jié)構(gòu)實驗室完成，加載裝置如圖3 所示.柱兩端通過壓梁及地腳螺栓固定于剛性地面上，且在柱翼緣與壓梁、地面之間分別設墊滾板以確保柱在軸向力作用下能夠自由變形.柱端通過1 臺500 kN 千斤頂施加軸向荷載；梁端采用50 t MTS 液壓伺服作動器施加水平低周往復荷載.同時為了防止試件發(fā)生平面外失穩(wěn)，在梁端兩側(cè)加設側(cè)向支撐[11].

圖3 加載裝置Fig.3 Test setup

試驗時，首先在柱端施加400 kN 恒定軸向荷載，軸壓比約為0.19.梁端水平荷載參考美國AISC 341-10[12]，以層間位移角為控制參數(shù)進行加載，具體加載制度見圖4.其中，層間位移角定義為：

式中：Δ 為梁端加載點水平側(cè)移；L 為梁的計算長度（1 500 mm）.為了便于試驗結(jié)果分析，規(guī)定作動器推向為正向，拉向為負向.

圖4 加載制度Fig.4 Loading protocol

1.3 測試內(nèi)容

試驗測試內(nèi)容包括：1）位移測量：位移計LVDT1測量梁端加載點位移；位移計LVDT2 用來測量柱端位移；位移計LVDT3、LVDT4 用來測量梁端塑性鉸區(qū)轉(zhuǎn)角；位移計LVDT5 用來測量梁柱相對轉(zhuǎn)角.2）應變測量：在節(jié)點核心區(qū)、梁端塑性鉸區(qū)等位置布置應變片以監(jiān)測試件關鍵部位應變發(fā)展規(guī)律.位移及應變測點布置如圖5 所示.

圖5 測點布置Fig.5 Arrangement of measuring points

2 試驗結(jié)果及分析

2.1 試驗現(xiàn)象

標準型節(jié)點SJ-1：在加載初期處于彈性階段，其荷載-位移曲線呈線性發(fā)展.當加載至θ 為1.5%第1循環(huán)時，荷載-位移曲線出現(xiàn)明顯轉(zhuǎn)折，表明試件屈服進入塑性階段，但此時試件各部位無明顯變化.當加載至θ 為3%第2 循環(huán)時，梁上、下翼緣距柱表面約80 mm 出現(xiàn)輕微局部屈曲.當加載至θ 為4%第2循環(huán)時，梁腹板出現(xiàn)鼓曲現(xiàn)象，與此同時，梁下翼緣在焊接孔趾處出現(xiàn)細微橫向裂紋.持續(xù)加載，橫向裂紋迅速發(fā)展并貫通整個翼緣，腹板在焊接孔趾處亦出現(xiàn)裂紋.當加載至θ 為5%第2 循環(huán)時，梁下翼緣焊接孔趾處完全拉斷，試件破壞，試驗結(jié)束.

新型節(jié)點SJ-2：當加載至層間位移角θ 為1.5%第1 循環(huán)時，荷載-位移曲線出現(xiàn)轉(zhuǎn)折，表明試件屈服進入塑性階段.當加載至θ 為3%第2 循環(huán)時，腹板開孔中心處梁上、下翼緣處出現(xiàn)輕微局部屈曲現(xiàn)象.當加載至θ 為4%第2 循環(huán)時，梁上、下翼緣局部屈曲現(xiàn)象明顯，圓孔邊緣（45°方向、135°方向）產(chǎn)生鼓曲現(xiàn)象，梁端削弱區(qū)塑性鉸形成.當加載至θ 為5.5%時，梁腹板圓孔45°方向屈曲變形最大處母材撕裂.

削弱型節(jié)點SJ-3：當加載至θ 為3%第1 循環(huán)時，腹板開孔區(qū)段梁上、下翼緣出現(xiàn)局部屈曲.當加載至θ 為3%第2 循環(huán)時，腹板圓孔邊緣（45°方向、225°方向）出現(xiàn)輕微鼓曲現(xiàn)象，梁端削弱區(qū)塑性鉸形成.當加載至θ 為5.5%時，塑性鉸充分發(fā)展，水平承載力降至峰值荷載的85%以下，試件破壞.

加強型節(jié)點SJ-4：當加載至θ 為3%第2 循環(huán)時，梁上、下翼緣距蓋板末端約40 mm 處出現(xiàn)輕微局部屈曲現(xiàn)象.當加載至θ 為4%第2 循環(huán)時，梁腹板距蓋板末端約20 mm 處出現(xiàn)鼓曲現(xiàn)象；此時，加強蓋板末端塑性鉸形成.當加載至θ 為5.5%時，塑性鉸充分發(fā)展，梁翼緣翹曲高達30 mm，腹板鼓曲達25 mm；水平承載力降至峰值荷載的73%，停止加載.

總體而言，與標準型節(jié)點相比，新型節(jié)點、削弱型節(jié)點及加強型節(jié)點均達到了塑性鉸外移的目的，改善了節(jié)點處的應力狀態(tài)，使得破壞模式由梁柱連接焊縫處脆性破壞轉(zhuǎn)換為梁局部塑性破壞，提高了節(jié)點的抗震性能.各試件最終破壞形態(tài)見圖6.

圖6 試件破壞形態(tài)Fig.6 Failure modes of specimens

2.2 滯回曲線

各試件梁端荷載-位移滯回曲線如圖7 所示.由圖7 可知，各試件滯回曲線均呈飽滿紡錘形，并無捏攏現(xiàn)象.但標準節(jié)點試件SJ-1 塑性變形小，強度、剛度退化不明顯.而采取局部構(gòu)造措施的節(jié)點由于塑性鉸外移，塑性應變累積加劇板件局部屈曲，導致其承載力及剛度隨著位移幅值或循環(huán)次數(shù)的增加逐步退化，滯回性能更為理想化.

2.3 承載力及延性系數(shù)

各試件骨架曲線如圖8 所示，相應的實測特征值見表3[11，13].其中，屈服點（屈服荷載Py、屈服位移Δ）y采用能量等效法確定；極限點（極限荷載Pu、極限位移Δu）由峰值荷載Pm的85%所對應的點確定；位移延性系數(shù)μ=Δu/Δy；層間塑性轉(zhuǎn)角θp=θu-θy.由圖8 和表3 可知：

圖7 試件滯回曲線Fig.7 Hysteresis curves of the specimens θ/%

圖8 試件骨架曲線Fig.8 Skeleton curves of specimens

表3 主要試驗結(jié)果Tab.3 Summary of test results

1）標準節(jié)點試件骨架曲線無下降段，即峰值荷載后承載力突降，這是由于梁柱連接焊縫處發(fā)生脆性斷裂.而采取局部構(gòu)造措施的節(jié)點試件骨架曲線具有明顯下降段，即峰值荷載后承載力逐步降低，表現(xiàn)出較強的塑性變形能力，這是因為塑性鉸在蓋板末端或腹板開孔區(qū)域形成并充分發(fā)展，從而緩解了梁柱連接焊縫處的應力需求.

2）與標準節(jié)點試件SJ-1 相比，削弱型節(jié)點試件SJ-3 由于腹板開孔減小有效截面面積，其平均峰值荷載降低9.34%；加強型節(jié)點試件SJ-4 由于蓋板增強翼緣板約束作用，其平均峰值荷載提高4.25%；而新型節(jié)點試件SJ-2 由于蓋板增強作用與腹板開孔削弱作用相互抵消，其平均峰值荷載略降低2.39%.可見，加強型節(jié)點、新型節(jié)點、標準節(jié)點、削弱型節(jié)點的承載能力依次遞減，表明梁端局部構(gòu)造形式將對節(jié)點承載力產(chǎn)生影響.

3）與標準節(jié)點試件SJ-1 相比，新型節(jié)點試件SJ-2 平均位移延性系數(shù)、層間塑性轉(zhuǎn)角分別增加了20.00%、12.90%；削弱型節(jié)點試件SJ-3 平均位移延性系數(shù)、層間塑性轉(zhuǎn)角分別增加了32.16%、7.53%；加強型節(jié)點試件SJ-4 平均位移延性系數(shù)、層間塑性轉(zhuǎn)角分別增加了18.04%、20.79%，表明采取局部構(gòu)造措施在一定程度上提高了節(jié)點的塑性變形能力.

4）除標準節(jié)點試件SJ-1 外，各試件平均位移延性系數(shù)介于3.01～3.37，均大于3；平均層間塑性轉(zhuǎn)角介于0.030 0～0.033 7 rad，均大于FEMA 350[10]最低抗震性能限值0.03 rad；平均層間極限轉(zhuǎn)角介于0.042 6～0.050 5 rad，均大于現(xiàn)行抗震規(guī)范[9]鋼結(jié)構(gòu)彈塑性層間位移角限值1/50（0.02 rad），表明采取局部構(gòu)造措施的節(jié)點均具有較好的延性和變形轉(zhuǎn)動能力，滿足罕遇地震作用下的變形能力要求.

2.4 承載力退化

試件在加載過程中的承載力退化特性可采用承載力退化系數(shù)λ 表征，即同一位移級別下最后一次循環(huán)時的峰值荷載與第一次循環(huán)時的峰值荷載之比[11，13].圖9 給出了各試件的承載力退化曲線.

圖9 試件承載力退化曲線Fig.9 Strength degradation curves of specimens

各試件在θ=3%前，承載力退化系數(shù)穩(wěn)定，λ≥1，這是由于加載前期試件塑性應變累積較小，且鋼材存在循環(huán)強化作用.隨著位移幅值的增大，試件塑性應變累積不斷增大，承載力退化系數(shù)有所減小.當θ=5%時標準節(jié)點試件發(fā)生脆性破壞，其承載力退化系數(shù)驟降至0.32.而采取局部構(gòu)造措施的節(jié)點，梁端塑性鉸形成并充分發(fā)展，其承載力退化系數(shù)逐步降低；當θ=5.5%時，承載力退化系數(shù)仍大于0.8.表明采取局部構(gòu)造措施的節(jié)點在大變形情況下仍有較大的安全儲備.

此外，新型節(jié)點與加強型節(jié)點承載力退化曲線較為平緩且穩(wěn)定，退化性能優(yōu)；而削弱型節(jié)點承載力退化曲線較為陡峭且曲折，退化性能差，這是由于削弱型節(jié)點腹板開孔更易引起薄弱處翼緣、腹板局部穩(wěn)定性問題.

2.5 剛度退化

采用剛度退化系數(shù)β（β=Ki/K0，Ki為第i級加載割線剛度，K0為初始彈性剛度）[11，14]表征試件的剛度退化特性，圖10 給出了各試件的剛度退化曲線.可知，各試件剛度退化趨勢一致：加載前期剛度退化嚴重，隨著位移的增加，剛度退化逐漸緩慢.但標準節(jié)點試件在θ=5%時剛度退化突增，發(fā)生脆性破壞.此外，對比新型節(jié)點與加強型節(jié)點，削弱型節(jié)點剛度退化更為顯著，這是由于其梁端腹板開孔導致有效截面削弱，加劇了翼緣、腹板局部屈曲現(xiàn)象.

圖10 試件剛度退化曲線Fig.10 Stiffness degradation curves of specimens

2.6 耗能能力

圖11 所示為各試件累積耗能Etotal對比圖.圖12給出了各試件破壞時的等效黏滯阻尼系數(shù)he，u對比圖[15].可知，與標準節(jié)點試件SJ-1 相比，新型節(jié)點試件SJ-2 的累積耗能、破壞時的等效黏滯阻尼系數(shù)分別增大了27.9%、34.6%；削弱型節(jié)點試件SJ-3 的累積耗能、破壞時的等效黏滯阻尼系數(shù)分別增大17.6%、24.8%；加強型節(jié)點試件SJ-4 的累積耗能及破壞時的等效黏滯阻尼系數(shù)分別增大36.0%、40.6%，表明采取局部構(gòu)造措施的節(jié)點耗能能力均得到顯著提升.此外，削弱型節(jié)點由于腹板開孔易引起板件局部失穩(wěn)，而新型節(jié)點由于蓋板增強與腹板開孔削弱相互作用，性能介于加強型節(jié)點和削弱型節(jié)點之間，可知加強型節(jié)點、新型節(jié)點、削弱型節(jié)點、標準節(jié)點的耗能能力依次減弱.

圖11 試件累積耗能Fig.11 Cumulative energy dissipation of specimens

圖12 試件等效黏滯阻尼系數(shù)Fig.12 Equivalent viscous damping ratio of specimens

2.7 應變分布

各試件梁端翼緣沿長度方向應變分布見圖13.其中，根據(jù)材性試驗結(jié)果，梁翼緣的屈服應變?yōu)椋害舮=fy/E=282.03（/2.05×105）=1.38×10-3.由圖13 可知：

1）屈服應變前（θ=1.5%），各試件梁翼緣測點應變分布與內(nèi)力分布規(guī)律一致，呈線性發(fā)展；且正、負向加載時應變分布基本相似.屈服應變后，各測點應變增長迅速，并由于局部塑性應變累積較大呈現(xiàn)出明顯的非線性應變分布.此外，由于翼緣局部屈曲，導致翼緣受拉時應變值負增長，最終形成正、負向加載時應變非對稱分布現(xiàn)象.

2）標準節(jié)點試件SJ-1 進入塑性階段后，梁根部應變增長較其他測點迅速（破壞時梁根部應變小于相鄰測點應變，這是因為梁根部翼緣受到柱的約束作用及連接處焊接硬化的影響）.而新型節(jié)點試件SJ-2、削弱型節(jié)點試件SJ-3 進入塑性階段后，腹板開孔區(qū)段應變增長速率最大；加強型節(jié)點試件SJ-4在蓋板末端處應變增長速率最大；且破壞時塑性鉸區(qū)段應變充分發(fā)展，與前述試驗現(xiàn)象一致.這表明采取局部構(gòu)造措施的節(jié)點均實現(xiàn)了塑性鉸外移的設計目標，有效避免了梁柱連接焊縫處的應力集中現(xiàn)象.

圖13 梁翼緣沿長度方向應變分布Fig.13 Strain distribution along the length of the beam flange

3 有限元分析

3.1 模型建立

采用通用軟件ABAQUS 對試驗鋼框架節(jié)點進行數(shù)值模擬.鋼材本構(gòu)采用真實應力-應變關系曲線，并在材料屬性中添加基于應力三軸度的延性金屬損傷準則（ducticle damage）.其中，應力三軸度與等效塑性損傷應變路徑按式（2）確定[16-17]：

C2可按式（3）確定，

式中：A0、Af分別為鋼材拉伸試件原始面積和斷裂后面積.

式中：K、n 為鋼材硬化參數(shù)，可通過鋼材真實應力-應變曲線反算得出.

損傷演化路徑通過對鋼材拉伸試驗得到真實應力-應變關系曲線下降段進行歸一化及回歸分析確定，見式（6）.

所有部件均采用C3D10M 實體單元；使用自由網(wǎng)格劃分技術劃分網(wǎng)格，且對節(jié)點域進行網(wǎng)格加密處理；各部件焊接作用采用綁定約束（Tie）模擬.為防止應力集中，將梁加載端翼緣局部面與一特征點進行CP 耦合，用于施加水平往復荷載；柱軸壓力通過壓強形式均勻施加；邊界條件與試驗一致.同時，將一階屈曲模態(tài)作為初始缺陷引入到模型中.圖14 為試件有限元模型.

圖14 有限元模型Fig.14 Finite element model

3.2 模型驗證

由圖7 可知，有限元計算滯回曲線與試驗滯回曲線吻合較好，能夠描述鋼框架焊接節(jié)點試件的滯回性能.圖15 所示為有限元模型破壞形態(tài)，對比圖6和圖15 可知，各試件有限元破壞形態(tài)與試驗破壞形態(tài)相似，板件局部屈曲位置、變形范圍及應力最大處（母材撕裂之處）與試驗結(jié)果基本一致，驗證了有限元模型的正確性.

圖15 有限元模型破壞形態(tài)Fig.15 Failure modes of FEM

3.3 斷裂性能

斷裂指數(shù)R1是反映鋼材局部的延性以及斷裂傾向的常用指標[19]，其計算式為：

圖16 所示為有限元分析所得各模型加載到θ=3%時，梁根部翼緣及局部屈曲中心翼緣的最大斷裂指數(shù)R1對比.可知，相比標準節(jié)點，采取局部構(gòu)造措施的節(jié)點，梁翼緣根部斷裂指數(shù)大幅下降，而局部屈曲中心位置處斷裂指數(shù)均有所提升，表明采取局部構(gòu)造措施的節(jié)點使得梁端高應力區(qū)外移至加強板末端或開孔削弱區(qū)域，從而避免梁根部應力發(fā)展所導致的梁柱連接焊縫處過早破壞.此外，所有節(jié)點梁局部屈曲位置處的斷裂指數(shù)均高于梁根部，表明梁發(fā)生局部屈曲現(xiàn)象可改善節(jié)點的破壞模式，避免梁柱連接焊縫處發(fā)生脆性斷裂.

圖16 有限元模型斷裂指數(shù)Fig.16 Rupture index of FEM

4 結(jié)論

1）蓋板加強型節(jié)點、腹板開孔削弱型節(jié)點及新型節(jié)點均達到了塑性鉸外移的目的，有效避免了梁柱連接焊縫處的應力集中現(xiàn)象，使得破壞模式由梁柱連接脆性破壞轉(zhuǎn)換為梁局部塑性破壞，很大程度上改善了節(jié)點的抗震性能.

2）低周往復荷載作用下標準節(jié)點因塑性應變累積小、梁柱連接焊縫處過早脆性破壞導致其延性及耗能能力未得到充分發(fā)揮.而采取局部構(gòu)造措施的節(jié)點由于塑性鉸外移，塑性應變累積較大，進而加劇板件局部屈曲，造成強度、剛度逐步退化現(xiàn)象，抗震性能更為優(yōu)越.

3）在峰值荷載前新型節(jié)點承載力、剛度與標準節(jié)點一致；且由于蓋板增強作用與腹板開孔削弱作用相互抵消，其峰值荷載僅降低2.39%，而位移延性系數(shù)及累積耗能卻分別增加了20.0%、27.9%，充分體現(xiàn)了新型節(jié)點的設計理念，實現(xiàn)了在強度、剛度基本不變的前提下改善節(jié)點抗震性能的設計目標.

4）在破壞形態(tài)、滯回性能等方面有限元分析結(jié)果與試驗結(jié)果吻合較好，表明文中建立的考慮應力三軸度損傷準則的有限元模型可有效模擬鋼框架焊接節(jié)點在低周往復荷載作用下的受力性能，亦驗證了新型節(jié)點的合理性.