新型鋼框架焊接節(jié)點(diǎn)抗震性能試驗(yàn)與數(shù)值分析

趙旭冉 鄭山鎖 張曉輝 曹琛

摘? ?要：為提高鋼框架焊接節(jié)點(diǎn)的抗震性能，提出一種蓋板加強(qiáng)與腹板開孔削弱并用的新型節(jié)點(diǎn)構(gòu)造形式. 對(duì)4個(gè)不同構(gòu)造形式的鋼框架焊接節(jié)點(diǎn)試件（標(biāo)準(zhǔn)型、蓋板加強(qiáng)型、腹板開孔削弱型、新型）進(jìn)行了低周往復(fù)加載試驗(yàn)及有限元分析，對(duì)比研究了梁端局部構(gòu)造形式對(duì)鋼框架節(jié)點(diǎn)破壞模式、滯回性能、承載力、剛度退化、延性及耗能能力的影響. 結(jié)果表明：相比標(biāo)準(zhǔn)節(jié)點(diǎn)，采取局部構(gòu)造措施的節(jié)點(diǎn)均實(shí)現(xiàn)了塑性鉸外移，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;塑性變形能力及耗能能力顯著提高;塑性應(yīng)變累積加劇板件局部屈曲，造成強(qiáng)度、剛度逐步退化，抗震性能更優(yōu)越. 新型節(jié)點(diǎn)在承載力、剛度基本不變的前提下，延性及耗能能力分別增加了20.0%、27.9%，驗(yàn)證了該類節(jié)點(diǎn)的可行性. 文中建立的基于應(yīng)力三軸度損傷準(zhǔn)則的有限元模型可有效預(yù)測各類型鋼框架焊接節(jié)點(diǎn)在循環(huán)荷載作用下的受力性能.

關(guān)鍵詞：新型鋼框架焊接節(jié)點(diǎn);局部構(gòu)造形式;抗震性能;低周往復(fù)加載試驗(yàn);有限元分析

中圖分類號(hào)：TU391，TU317.1? ? ? ? ? ? ? ? 文獻(xiàn)標(biāo)志碼：A

Experimental and Numerical Analysis on Seismic Behavior

of a New Type of Steel Frame Welded Connection

ZHAO Xuran1，2，ZHENG Shansuo1，2?，ZHANG Xiaohui1，2，CAO Chen1，2

（1. School of Civil Engineering，Xian University of Architecture and Technology，Xian 710055，China;

2. Key Laboratory of Structural Engineering and Earthquake Resistance （XAUAT）

of the Ministry of Education，Xian 710055，China）

Abstract：In order to improve the seismic performance of steel frame welded connections， a new type connection with combined strengthened cover and hole weakened web was presented. Low-cyclic reversed loading tests and finite element analysis were carried out on four steel beam-to-column connections with different structural forms （standard form， cover-plate reinforced form， web-opening weakened form， and new form）. The influence of local structural forms at beam end on the failure modes， hysteretic behavior， bearing capacity， stiffness degradation， ductility and energy dissipation capacity of the specimens? were compared and discussed. The results show that， compared with the standard connection， the connection with local structural forms realizes the outward movement of plastic hinge from the connection zone， making the failure mode from the brittle failure of the connection weld to the plastic failure of the beam? . Plastic deformation capacity and energy dissipation capacity are significantly improved as well. Plastic strain accumulation aggravates the local buckling of plates， resulting in gradual degradation of strength and stiffness， and the seismic performance is superior. In addition， under the premise that the bearing capacity and stiffness basically remain unchanged， the ductility and energy dissipation capacity of the new type connection increase by 20.0%? and 27.9%， respectively， which verifies the feasibility of this connection. The finite element model， based on stress triaxiality damage criterion illustrated in this paper， can well predict the mechanical performance of various types of steel-frame-welded connections under cyclic loading.

Key words：a new type of steel frame welded connection; local structural form; seismic performance; low-cyclic reversed loading test; finite element analysis

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(diǎn)在強(qiáng)震作用下發(fā)生脆性破壞，各國學(xué)者進(jìn)行了大量的研究，提出了多種改善節(jié)點(diǎn)抗震性能的措施. 主要思路是實(shí)現(xiàn)塑性鉸外移，改善節(jié)點(diǎn)處的復(fù)雜應(yīng)力狀態(tài)，緩解局部應(yīng)力集中現(xiàn)象，從而提高節(jié)點(diǎn)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(qiáng)（如蓋板加強(qiáng)型、擴(kuò)大翼緣型、腋梁加強(qiáng)型）與梁截面局部削弱（狗骨型、腹板開孔型、焊接孔擴(kuò)大型）[2-5].

日本普遍采用梁端翼緣擴(kuò)大型節(jié)點(diǎn);美國主要采用狗骨型（RBS）節(jié)點(diǎn);我國《建筑抗震設(shè)計(jì)規(guī)范》（GB 50011—2010）推薦采用梁端蓋板加強(qiáng)型節(jié)點(diǎn). 但加強(qiáng)型節(jié)點(diǎn)需加大梁端截面或外加輔助件，勢必造成不經(jīng)濟(jì)[6]. 削弱型節(jié)點(diǎn)則以降低試件的承載力為代價(jià)，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(diǎn)形式雖能增強(qiáng)節(jié)點(diǎn)的抗震性能，但都將不同程度上改變節(jié)點(diǎn)的強(qiáng)度或剛度. 為此，本文提出梁端翼緣蓋板加強(qiáng)與腹板開孔削弱并用的新型節(jié)點(diǎn)，旨在滿足梁柱節(jié)點(diǎn)強(qiáng)度與剛度基本不變的前提下實(shí)現(xiàn)塑性鉸外移，避免節(jié)點(diǎn)發(fā)生脆性破壞，保證鋼框架結(jié)構(gòu)的安全性.

本文共設(shè)計(jì)了4個(gè)不同構(gòu)造形式的鋼框架焊接節(jié)點(diǎn)試件（分別為標(biāo)準(zhǔn)型、蓋板加強(qiáng)型、腹板開孔削弱型、新型），研究了梁端局部構(gòu)造對(duì)鋼框架節(jié)點(diǎn)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(yàn)及數(shù)值模擬，驗(yàn)證了新型節(jié)點(diǎn)的可行性，以供實(shí)際工程參考.

1? ?試驗(yàn)概況

1.1? ?試件設(shè)計(jì)

根據(jù)《鋼結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)標(biāo)準(zhǔn)》（GB 50017—2017）[8]及《建筑抗震設(shè)計(jì)規(guī)范》（GB 50011—2010）[9]要求，并以“強(qiáng)柱弱梁”“強(qiáng)節(jié)點(diǎn)弱構(gòu)件”為原則設(shè)計(jì)了4個(gè)1 ∶ 2的鋼框架焊接節(jié)點(diǎn)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(duì)鋼框架節(jié)點(diǎn)抗震性能的影響，建立4種節(jié)點(diǎn)形式：標(biāo)準(zhǔn)型節(jié)點(diǎn)、腹板開孔削弱型節(jié)點(diǎn)、蓋板加強(qiáng)型節(jié)點(diǎn)及新型節(jié)點(diǎn)，如圖1所示. 其中，新型節(jié)點(diǎn)構(gòu)造上屬于翼緣蓋板加強(qiáng)與腹板開孔削弱并用的節(jié)點(diǎn)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(biāo)準(zhǔn)節(jié)點(diǎn)試件承載力曲線相近或重合.

不同構(gòu)造形式節(jié)點(diǎn)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(duì)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(duì)節(jié)點(diǎn)抗震性能的影響，新型節(jié)點(diǎn)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(gè)變量合為1個(gè)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(qiáng)板進(jìn)行對(duì)接，加強(qiáng)板和梁翼緣與柱翼緣采用單邊坡口全熔透對(duì)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(jí)和評(píng)定》（GB/T 11345—2013）“B-Ⅱ級(jí)”要求. 試件詳細(xì)尺寸如圖2所示. 試件主要設(shè)計(jì)參數(shù)見表1. 鋼材實(shí)測力學(xué)性能見表2.

1.2? ?加載裝置及加載制度

試驗(yàn)在西安建筑科技大學(xué)結(jié)構(gòu)實(shí)驗(yàn)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(shè)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(tái)500 kN千斤頂施加軸向荷載;梁端采用50 t MTS液壓伺服作動(dòng)器施加水平低周往復(fù)荷載. 同時(shí)為了防止試件發(fā)生平面外失穩(wěn)，在梁端兩側(cè)加設(shè)側(cè)向支撐[11].

試驗(yàn)時(shí)，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(jìn)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(diǎn)水平側(cè)移;L為梁的計(jì)算長度（1 500 mm）. 為了便于試驗(yàn)結(jié)果分析，規(guī)定作動(dòng)器推向?yàn)檎颍驗(yàn)樨?fù)向.

1.3? ?測試內(nèi)容

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

2? ?試驗(yàn)結(jié)果及分析

2.1? ?試驗(yàn)現(xiàn)象

標(biāo)準(zhǔn)型節(jié)點(diǎn)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(dāng)加載至θ為1.5%第1循環(huán)時(shí)，荷載-位移曲線出現(xiàn)明顯轉(zhuǎn)折，表明試件屈服進(jìn)入塑性階段，但此時(shí)試件各部位無明顯變化. 當(dāng)加載至θ為3%第2循環(huán)時(shí)，梁上、下翼緣距柱表面約80 mm出現(xiàn)輕微局部屈曲. 當(dāng)加載至θ為4%第2循環(huán)時(shí)，梁腹板出現(xiàn)鼓曲現(xiàn)象，與此同時(shí)，梁下翼緣在焊接孔趾處出現(xiàn)細(xì)微橫向裂紋. 持續(xù)加載，橫向裂紋迅速發(fā)展并貫通整個(gè)翼緣，腹板在焊接孔趾處亦出現(xiàn)裂紋. 當(dāng)加載至θ為5%第2循環(huán)時(shí)，梁下翼緣焊接孔趾處完全拉斷，試件破壞，試驗(yàn)結(jié)束.

新型節(jié)點(diǎn)SJ-2：當(dāng)加載至層間位移角θ為1.5%第1循環(huán)時(shí)，荷載-位移曲線出現(xiàn)轉(zhuǎn)折，表明試件屈服進(jìn)入塑性階段. 當(dāng)加載至θ為3%第2循環(huán)時(shí)，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(dāng)加載至θ為4%第2循環(huán)時(shí)，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(dāng)加載至θ為5.5%時(shí)，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(diǎn)SJ-3：當(dāng)加載至θ為3%第1循環(huán)時(shí)，腹板開孔區(qū)段梁上、下翼緣出現(xiàn)局部屈曲. 當(dāng)加載至θ為3%第2循環(huán)時(shí)，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(dāng)加載至θ為5.5%時(shí)，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(qiáng)型節(jié)點(diǎn)SJ-4：當(dāng)加載至θ為3%第2循環(huán)時(shí)，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(dāng)加載至θ為4%第2循環(huán)時(shí)，梁腹板距蓋板末端約20 mm處出現(xiàn)鼓曲現(xiàn)象;此時(shí)，加強(qiáng)蓋板末端塑性鉸形成. 當(dāng)加載至θ為5.5%時(shí)，塑性鉸充分發(fā)展，梁翼緣翹曲高達(dá)30 mm，腹板鼓曲達(dá)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(biāo)準(zhǔn)型節(jié)點(diǎn)相比，新型節(jié)點(diǎn)、削弱型節(jié)點(diǎn)及加強(qiáng)型節(jié)點(diǎn)均達(dá)到了塑性鉸外移的目的，改善了節(jié)點(diǎn)處的應(yīng)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(diǎn)的抗震性能. 各試件最終破壞形態(tài)見圖6.

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(biāo)準(zhǔn)節(jié)點(diǎn)試件SJ-1塑性變形小，強(qiáng)度、剛度退化不明顯. 而采取局部構(gòu)造措施的節(jié)點(diǎn)由于塑性鉸外移，塑性應(yīng)變累積加劇板件局部屈曲，導(dǎo)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(yīng)的實(shí)測特征值見表3[11，13]. 其中，屈服點(diǎn)（屈服荷載Py、屈服位移Δy）采用能量等效法確定;極限點(diǎn)（極限荷載Pu、極限位移Δu）由峰值荷載Pm的85%所對(duì)應(yīng)的點(diǎn)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：

1）標(biāo)準(zhǔn)節(jié)點(diǎn)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(diǎn)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(qiáng)的塑性變形能力，這是因?yàn)樗苄糟q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(yīng)力需求.

2）與標(biāo)準(zhǔn)節(jié)點(diǎn)試件SJ-1相比，削弱型節(jié)點(diǎn)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(qiáng)型節(jié)點(diǎn)試件SJ-4由于蓋板增強(qiáng)翼緣板約束作用，其平均峰值荷載提高4.25%;而新型節(jié)點(diǎn)試件SJ-2由于蓋板增強(qiáng)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(qiáng)型節(jié)點(diǎn)、新型節(jié)點(diǎn)、標(biāo)準(zhǔn)節(jié)點(diǎn)、削弱型節(jié)點(diǎn)的承載能力依次遞減，表明梁端局部構(gòu)造形式將對(duì)節(jié)點(diǎn)承載力產(chǎn)生影響.

3）與標(biāo)準(zhǔn)節(jié)點(diǎn)試件SJ-1相比，新型節(jié)點(diǎn)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(diǎn)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(qiáng)型節(jié)點(diǎn)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(diǎn)的塑性變形能力.

4）除標(biāo)準(zhǔn)節(jié)點(diǎn)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(diǎn)均具有較好的延性和變形轉(zhuǎn)動(dòng)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(jí)別下最后一次循環(huán)時(shí)的峰值荷載與第一次循環(huán)時(shí)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.

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(yīng)變累積較小，且鋼材存在循環(huán)強(qiáng)化作用. 隨著位移幅值的增大，試件塑性應(yīng)變累積不斷增大，承載力退化系數(shù)有所減小. 當(dāng)θ = 5%時(shí)標(biāo)準(zhǔn)節(jié)點(diǎn)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(diǎn)，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(dāng)θ = 5.5%時(shí)，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(diǎn)在大變形情況下仍有較大的安全儲(chǔ)備.

此外，新型節(jié)點(diǎn)與加強(qiáng)型節(jié)點(diǎn)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(diǎn)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(diǎn)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(jí)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(yán)重，隨著位移的增加，剛度退化逐漸緩慢. 但標(biāo)準(zhǔn)節(jié)點(diǎn)試件在θ = 5%時(shí)剛度退化突增，發(fā)生脆性破壞. 此外，對(duì)比新型節(jié)點(diǎn)與加強(qiáng)型節(jié)點(diǎn)，削弱型節(jié)點(diǎn)剛度退化更為顯著，這是由于其梁端腹板開孔導(dǎo)致有效截面削弱，加劇了翼緣、腹板局部屈曲現(xiàn)象.

2.6? ?耗能能力

圖11所示為各試件累積耗能Etotal對(duì)比圖. 圖12給出了各試件破壞時(shí)的等效黏滯阻尼系數(shù)he，u對(duì)比圖[15]. 可知，與標(biāo)準(zhǔn)節(jié)點(diǎn)試件SJ-1相比，新型節(jié)點(diǎn)試件SJ-2的累積耗能、破壞時(shí)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(diǎn)試件SJ-3的累積耗能、破壞時(shí)的等效黏滯阻尼系數(shù)分別增大17.6%、24.8%;加強(qiáng)型節(jié)點(diǎn)試件SJ-4的累積耗能及破壞時(shí)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(diǎn)耗能能力均得到顯著提升. 此外，削弱型節(jié)點(diǎn)由于腹板開孔易引起板件局部失穩(wěn)，而新型節(jié)點(diǎn)由于蓋板增強(qiáng)與腹板開孔削弱相互作用，性能介于加強(qiáng)型節(jié)點(diǎn)和削弱型節(jié)點(diǎn)之間，可知加強(qiáng)型節(jié)點(diǎn)、新型節(jié)點(diǎn)、削弱型節(jié)點(diǎn)、標(biāo)準(zhǔn)節(jié)點(diǎn)的耗能能力依次減弱.

2.7? ?應(yīng)變分布

各試件梁端翼緣沿長度方向應(yīng)變分布見圖13. 其中，根據(jù)材性試驗(yàn)結(jié)果，梁翼緣的屈服應(yīng)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(yīng)變前（θ=1.5%），各試件梁翼緣測點(diǎn)應(yīng)變分布與內(nèi)力分布規(guī)律一致，呈線性發(fā)展;且正、負(fù)向加載時(shí)應(yīng)變分布基本相似. 屈服應(yīng)變后，各測點(diǎn)應(yīng)變增長迅速，并由于局部塑性應(yīng)變累積較大呈現(xiàn)出明顯的非線性應(yīng)變分布. 此外，由于翼緣局部屈曲，導(dǎo)致翼緣受拉時(shí)應(yīng)變值負(fù)增長，最終形成正、負(fù)向加載時(shí)應(yīng)變非對(duì)稱分布現(xiàn)象.

2）標(biāo)準(zhǔn)節(jié)點(diǎn)試件SJ-1進(jìn)入塑性階段后，梁根部應(yīng)變增長較其他測點(diǎn)迅速（破壞時(shí)梁根部應(yīng)變小于相鄰測點(diǎn)應(yīng)變，這是因?yàn)榱焊恳砭壥艿街募s束作用及連接處焊接硬化的影響）. 而新型節(jié)點(diǎn)試件SJ-2、削弱型節(jié)點(diǎn)試件SJ-3進(jìn)入塑性階段后，腹板開孔區(qū)段應(yīng)變增長速率最大;加強(qiáng)型節(jié)點(diǎn)試件SJ-4在蓋板末端處應(yīng)變增長速率最大;且破壞時(shí)塑性鉸區(qū)段應(yīng)變充分發(fā)展，與前述試驗(yàn)現(xiàn)象一致. 這表明采取局部構(gòu)造措施的節(jié)點(diǎn)均實(shí)現(xiàn)了塑性鉸外移的設(shè)計(jì)目標(biāo)，有效避免了梁柱連接焊縫處的應(yīng)力集中現(xiàn)象.

3? ?有限元分析

3.1? ?模型建立

采用通用軟件ABAQUS對(duì)試驗(yàn)鋼框架節(jié)點(diǎn)進(jìn)行數(shù)值模擬. 鋼材本構(gòu)采用真實(shí)應(yīng)力-應(yīng)變關(guān)系曲線，并在材料屬性中添加基于應(yīng)力三軸度的延性金屬損傷準(zhǔn)則（ducticle damage）. 其中，應(yīng)力三軸度與等效塑性損傷應(yīng)變路徑按式（2）確定[16-17]：

0? 為等效塑性損傷應(yīng)變;η為應(yīng)力三軸度;C1為鋼材平板純剪切狀態(tài)下的等效塑性損傷應(yīng)變;C2為鋼材開口圓棒單軸拉伸時(shí)的等效塑性損傷應(yīng)變;η0為一常數(shù)，本文取值為1/3.

式中：D為鋼材損傷因子;[u] p1為塑性位移;[u] f為鋼材拉伸斷裂時(shí)的塑性位移. 綜合鋼材拉伸試驗(yàn)結(jié)果和既有相關(guān)文獻(xiàn)[16-18]，本文鋼材損傷準(zhǔn)則相關(guān)參數(shù)取值見表2.

所有部件均采用C3D10M實(shí)體單元;使用自由網(wǎng)格劃分技術(shù)劃分網(wǎng)格，且對(duì)節(jié)點(diǎn)域進(jìn)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(yīng)力集中，將梁加載端翼緣局部面與一特征點(diǎn)進(jìn)行CP耦合，用于施加水平往復(fù)荷載;柱軸壓力通過壓強(qiáng)形式均勻施加;邊界條件與試驗(yàn)一致. 同時(shí)，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.

3.2? ?模型驗(yàn)證

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

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(biāo)[19]，其計(jì)算式為：

式中：[ε] p1為等效塑性應(yīng)變;η為應(yīng)力三軸度.

圖16所示為有限元分析所得各模型加載到θ=3%時(shí)，梁根部翼緣及局部屈曲中心翼緣的最大斷裂指數(shù)R1對(duì)比. 可知，相比標(biāo)準(zhǔn)節(jié)點(diǎn)，采取局部構(gòu)造措施的節(jié)點(diǎn)，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(diǎn)使得梁端高應(yīng)力區(qū)外移至加強(qiáng)板末端或開孔削弱區(qū)域，從而避免梁根部應(yīng)力發(fā)展所導(dǎo)致的梁柱連接焊縫處過早破壞. 此外，所有節(jié)點(diǎn)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(diǎn)的破壞模式，避免梁柱連接焊縫處發(fā)生脆性斷裂.

4? ?結(jié)? ?論

1）蓋板加強(qiáng)型節(jié)點(diǎn)、腹板開孔削弱型節(jié)點(diǎn)及新型節(jié)點(diǎn)均達(dá)到了塑性鉸外移的目的，有效避免了梁柱連接焊縫處的應(yīng)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(diǎn)的抗震性能.

2）低周往復(fù)荷載作用下標(biāo)準(zhǔn)節(jié)點(diǎn)因塑性應(yīng)變累積小、梁柱連接焊縫處過早脆性破壞導(dǎo)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(diǎn)由于塑性鉸外移，塑性應(yīng)變累積較大，進(jìn)而加劇板件局部屈曲，造成強(qiáng)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(diǎn)承載力、剛度與標(biāo)準(zhǔn)節(jié)點(diǎn)一致;且由于蓋板增強(qiáng)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(diǎn)的設(shè)計(jì)理念，實(shí)現(xiàn)了在強(qiáng)度、剛度基本不變的前提下改善節(jié)點(diǎn)抗震性能的設(shè)計(jì)目標(biāo).

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(yàn)結(jié)果吻合較好，表明文中建立的考慮應(yīng)力三軸度損傷準(zhǔn)則的有限元模型可有效模擬鋼框架焊接節(jié)點(diǎn)在低周往復(fù)荷載作用下的受力性能，亦驗(yàn)證了新型節(jié)點(diǎn)的合理性.

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