節點域對無橫向加勁肋節點延性的影響

陳 雨，雷 敏

（同濟大學 建筑工程系，上海 200092）

1994 美國Northridge地震和1995日本Kobe地震出現大量梁柱焊接節點破壞事故。為了尋求節點產生脆性破壞的原因和提出改進的節點設計方法，進行了大量的試驗研究和理論分析。一般認為節點破壞的主要原因是梁上下翼緣對接焊縫采用韌性較低的焊縫金屬、較差的焊接質量和沒有去除梁下翼緣對接焊縫襯板從而形成一道人工的裂紋。雖然對節點的方法設計進行了改進，但是對改進的節點進行的試驗研究表明，改進的節點設計方法是有效的但仍然不能滿足特殊抗彎鋼框架3%層間塑性轉角的要求。美國Northridge地震發生后，El－Tawil（1998）等對節點域對節點延性的影響進行了有限元分析，分析結果表明雖然節點域的屈服可以有效地提高節點的延性，但是太大的節點域塑性變形較容易引起節點的脆性或延性斷裂。因此，較強的節點域對節點的延性不利，但節點域也不能太弱，必須控制在一個平衡的范圍。該結論是根據設置橫向加勁肋的T形節點試件得出的，對于無橫向加勁肋的節點，該結論未必成立。

關于梁柱焊接節點柱橫向加勁肋設置的規范條文可以追溯到20世紀50年代末美國里海大學的試驗研究，提出了節點必須設置連續板的條件，這些研究成果并被世界其他國家和地區所采納。對于符合不設置橫向加勁肋條件且沒有設置柱橫向加勁肋的節點，柱翼緣在梁上下翼緣拉壓力作用下，將產生一定的局部彎曲，其工作性能類似于半剛接節點，通常展示較好的延性。因此，研究節點域剛度對無橫向加勁肋的節點延性的影響，對于進一步提高節點的延性，具有重要的意義。

1 和本文有關的幾個力學參數

延性斷裂是結構鋼在單調荷載作用下破壞的主要模式。細觀力學認為鋼材的延性斷裂主要是由于金屬中的微空洞引起的，金屬材料在拉應力的作用下，引起微孔洞的形核和增長，最后微孔洞的結合形成宏觀裂紋，材料發生破壞。Kanvinde和Chi等（2006）提出了預測結構鋼延性斷裂的VGI（Void Growth Index）模型和SMCS（the Stress Modified Critical Strain）模型。

由式（2）定義;dεp是增量形式的等效塑性應變。

當計算得到的VGI滿足下式時，即認為材料發生破壞

在單調比例加載且變形較小的情況下，可以認為三軸比在加載過程中保持不變，且與等效塑性應變保持獨立，可以得到SMCS模型

其中VGIcritical和a為材料韌性參數，通過帶圓弧槽口的拉桿試驗結合有限元分析確定。

雖然VGI模型和SMCS模型可以較準確地預測結構鋼的延性斷裂，但是應用該模型需要把有限元模型的單元尺寸設定為0.1 mm的量級，由于目前的計算機性能有限，應用該模型分析實際的大型結構構件仍然非常困難。

根據式（5），本文定義了斷裂指數RI（Rupture Index）

可見，在一定的加載條件下，斷裂指數越大的構件越接近延性斷裂，在位移控制的單調荷載作用下所能夠達到的最大位移越小，延性越差，因此可以應用斷裂指數RI來評估結構或構件的相對延性。

本文應用斷裂指數RI和等效塑性應變來評估具有不同焊接孔的節點在單調荷載作用下的延性。同時，本文應用縱向塑性應變時程曲線和累積塑性應變εaccumulatedp來評估節點在循環荷載作用下的延性，Kanvinde等認為累積塑性應變顯著降低了材料的韌性參數。

2 Ricle節點試件T1簡介

J.M.Ricles對6個T形單側節點進行了低周反復加載試驗，6個節點試件具有相同的梁柱截面和尺寸，僅節點的局部構造細節不同，所有節點試件均按照SAC推薦的標準加載等級進行加載，如圖1所示。節點T1梁截面為W36×150，柱截面為W14×311，梁翼緣寬與柱翼緣厚之比為5.3，柱腹板和翼緣的厚度符合不設置連續板的要求。鋼材材質為A572 Gr.50。節點試件T1的詳細尺寸及加載裝置如圖2所示。柱腹板兩側設置25 mm厚的連續板，梁腹板通過剪切板與柱翼緣相連，剪切板尺寸為16×127×775 mm3，周邊輔以角焊縫。

3 有限元模型的校核

節點試件T1的有限元模型如圖3所示，有限元模型包括連續板、剪切板、焊接孔和梁上下翼緣對接焊縫。有限元模型材料屬性采用實測的材料屈服強度，列于表1，鋼材和焊材的彈性模量均取200 GPa，焊材的屈服強度近似取為480 MPa。采用雙線性隨動強化模型，Mises屈服準則。有限元模型采用與試驗相同的加載等級，計算得到的梁端塑性轉角－彎矩曲線如圖4所示，圖5為試驗得到的梁端塑性轉角－彎矩曲線。可見，計算得到的曲線與試驗得到的曲線相近，證明了該有限元模型的可靠性。

表1 T1節點試件實測的材性指標Tab.1 Material properties of the test specimen T1

4 單調荷載作用下的參數分析

為了研究節點域剛度對無連續板節點延性的影響，本文利用Ricles節點試件T1，通過去掉柱橫向加勁肋，同時設置補強板來獲得具有不同節點域剛度的有限元模型進行參數分析。鑒于W14×311柱腹板厚度為36 mm，本文選取t=36表示節點域無補強板的有限元模型;以t=49表示節點域設置單側1@13 mm補強板的有限元模型;以t=62表示節點域兩側設置2@13 mm補強板的有限元模型。

柱端施加5%總的層間位移角，進行單調荷載作用下的非線性分析，計算得到節點域厚度t=36，49，62的有限元模型梁受拉翼緣與對接焊縫界面處的等效塑性應變、三軸比和斷裂指數RI沿梁寬的分布曲線分別如圖6、圖7和圖8所示。雖然節點域較強的節點受拉翼緣最大等效塑性應變稍大于節點域較弱的節點，但較強的節點域可以適當降低對接焊縫處的三軸比（圖7所示），節點域較強的節點和節點域較弱的節點在梁受拉翼緣與對接焊縫界面處的最大斷裂指數差別很小。可以認為在單調荷載作用下，較強的節點域對無連續板的節點延性影響很小。梁受壓翼緣與對接焊縫界面處的等效塑性應變沿梁寬的分布如圖9所示，可見，較強的節點域可以適當降低梁受壓翼緣中部的塑性應變。

5 循環荷載作用下的參數分析

有限元模型均采用美國SAC推薦的標準加載等級，加載位移直到5%的總層間位移角為止。計算得到的梁翼緣對接焊縫處累積塑性應變沿梁寬的分布如圖10所示，最大縱向塑性應變時程曲線如圖11所示。可見，較強的節點域（t=49，62）具有較小的累積塑性應變和縱向塑性應變幅，對節點的延性相對有利。

6 既有試驗驗證

Ricles等對六個具有不同局部構造的T形單側節點進行了低周反復加載試驗，所有試件均具有相同的梁柱截面和尺寸，但節點的一些局部構造細節不同。其中試件T5和T6均沒有設置連續板，但節點域設置1@13 mm厚的單側補強板，具有較強的節點域。其余T形節點試件均設置有連續板。所有試件均按照美國SAC推薦的標準加載等級進行加載，最后得到的各節點試件最大塑性轉角如表2所示。可見，具有較強節點域且無連續板的試件T5和T6具有相當好的延性，其中試件T5和T6得到的最大塑性轉角分別為5.4%rad和5.0%rad，從而證明了本文結論的正確性。

表2 J.M.Ricles節點試驗結果Tab.2 Test results of the specimen ，performed by J.M.Ricles

7 結論

無連續板的節點梁端約束剛度較弱，柱翼緣在梁上下翼緣拉壓力作用下可以產生一定的局部彎矩，這與設置連續板的節點有所不同。因此，不同的節點域剛度對于有無連續板的節點延性性能的影響可能不同。較強的節點域對無連續板的節點延性有利，這一結論和試驗結果相符合。無連續板的節點可以通過設置補強板來提高節點域的剛度，從而可以顯著提高節點的延性。本文的這一研究成果對于進一步提高普通梁柱焊接節點的延性具有潛在的重要意義。

［1］ EL TAWIL S，MIKESELL T，VIDARSSON E，et al.Strength and ductility of FR welded－bolted connections［R］.Report No.SAC/BD － 98/01，SAC Joint Venture，Sacramento，California，1998.

［2］ARNON WONGKAEW.Development of improved details for unreinforced welded steel moment connections［D］.Michigan:University of Michigan，2002.

［3］RICLES J M，FISHER J W ，LU L W.Development of improved welded moment connections for earthquake－resistant design［J］，Journal of Constructional Steel Research，2002，58:565－604.

［4］DEXTER R J，HAJJAR J F，COTTON S C，et al Reassessment of design criteria and new alternatives for column transverse stiffeners（continuity plates）and Web doubler plates:Interim Report［R］.Structural Engineering Report ST－99－3，Dept of Civil Engineering，U.of Minnesota，Minneapolis，Minnesot，1999.

［5］KANVINDE A M，DEIERLEIN G G.Void growth model and stress modified critical strain model to predict ductile fracture in structural steels［J］.Journal of Structural Engineering，2006，132（2）:1907－1918.

［6］CHI W M，KANVINDE A M，DEIERLEIN G G.Prediction of ductile fracture in steel connections using SMCS criterion［J］.Journal of Structural Engineering，2006，132（2）:171－181.

［7］ KANVINDE A M，DEIERLEIN G G，CYCLIC VOID GROWTH.Model to assess ductile fracture initiation in structural steels due to ultra low cycle fatigue［J］.Journal of Engineering Mechanics，2007，133（6），701－712.

［8］ FEMA.Recommended seismic design criteria for new moment－ resisting steel frame structures［R］.Report No.FEMA 350，FEMA，Washington，DC，2000.

［9］ AISC.Seismic provisions for structural steel buildings［S］.AISC，Chicago，IL，2002.

［10］ FEMA.State of art report on connection performance［R］，Report No.FEMA355D，FEMA，Washington，DC，2000.

［11］ROEDER.General issues influencing connection performance［J］. JournalofStructuralEngineering，ASCE，2002，128（4）:420－428.

［12］ CHANGSHI MAO，JAMES RICLES，LE WU LU，et al.Effect of local details on ductility of welded moment connections［J］.Journal of Structural Engineering，2001，127（9）:1036 －1044.