擴翼式弱軸連接邊框節點抗震性能研究

徐瑩璐，盧林楓，劉子龍

（1. 長安大學建筑工程學院，陜西 西安 710061；2. 新時代(西安)設計研究院有限公司，陜西 西安 710018）

鋼框架梁端翼緣擴大型節點是基于節點塑性鉸外移機制的一種新型延性節點，其工作原理是通過加大梁端翼緣截面，增加梁柱連接處的抗彎能力，使梁端焊縫區應力小于非焊接區，促使塑性鉸在距離柱表面一定距離形成，達到塑性鉸外移的目的[1]．王燕、王玉田等[1-3]采用有限元分析和試驗的方法研究擴翼型梁柱連接節點，均發現擴翼型節點能夠改善梁柱連接焊縫處的應力集中現象，降低脆性破壞的可能性．王萬禎[4]對箱型柱-H型鋼梁節點的斷裂機理及梁翼緣擴大型和長槽孔節點進行了試驗和有限元研究，發現梁端翼緣擴大頭型的構造形式明顯減緩了梁柱翼緣對接焊縫處的應力集中程度，塑性轉動能力顯著提高．劉占科、蘇明周等[5]對4個1/2縮尺模型的側板加強型節點模型進行了低周反復荷載試驗，發現側板加強型節點強度與剛度較好，但是其塑性轉動能力稍差．T.Kim等[6-7]采用有限元對翼緣板式連接進行非線性分析，并對5個翼緣板式連接節點的足尺模型進行低周反復荷載試驗研究，結果均表明翼緣板式梁柱連接節點的受力性能優于普通節點．

但以上研究成果主要集中在工字形柱強軸連接上，對于工字形柱弱軸連接則研究較少且傳統的弱軸連接存在較多的問題[8-9]．為使弱軸連接擁有類似強軸連接的連接形式和力學性能，盧林楓等人提出了一種新型的節點域箱形加強式工字形柱弱軸連接（以下簡稱新型弱軸連接）,并獲得國家發明專利授權[10]．

鑒于進行大規模試驗的資金壓力，本文在三角形側板擴翼式新型弱軸連接單調荷載試驗的基礎上，利用有限元軟件 ABAQUS首先對單調荷載試驗進行對比驗證，然后采用變參數分析的方法進行該節點形式在低周反復荷載作用下的有限元模擬研究，以獲得不同擴翼參數對此種節點的破壞形態、受力性能的影響，及新型弱軸連接中蒙皮板尺寸的建議取值．

1 單調荷載試驗概況

節點域箱形加強式工字形柱弱軸連接的構造見圖 1，該新型弱軸連接通過在工字形柱翼緣邊緣間平行于柱腹板方向上焊接一定高度的蒙皮板，并在蒙皮板與柱腹板之間與梁上下翼緣對應的位置焊接橫向加勁肋，使梁柱節點區域局部形成箱形截面，達到增強節點域剛度的目的．

圖1 節點域箱形加強式工字形柱弱軸連接節點Fig.1 The box strengthen-joint region connection for weak axis of I-section column

圖3 試驗裝置圖 Fig.3 Test setup

根據課題組前期的試驗[11]，柱截面為HW300×300×10×15，長度 3 000 mm，梁截面為 HN350×175×7×11，長度為1 500 mm，均選用國標熱軋H型鋼．蒙皮板厚度為16 mm，上下各高出梁翼緣200 mm，梁腹板連接板與柱加勁肋厚度均為12mm．梁柱節點連接采用栓焊混合連接形式，鋼材全部采用Q235B，螺栓采用10.9級M20高強度螺栓，栓孔徑為22 mm，按摩擦型連接設計焊縫采用E43型焊條焊接．擴翼式試件節點詳圖見圖 2，加載方案采用梁端單調加載，整體試驗裝置如圖3所示．試驗中，梁柱連接焊縫未出現脆性破壞，并在梁下翼緣的擴翼末端出現局部屈曲，形成塑性鉸．

2 ABAQUS數值模擬驗證

2.1 模型的建立

模型采用三維實體單元，Mises屈服準則，鋼材應力應變取自課題組前期板材拉伸試驗數據[11]．試件的邊界條件根據試驗真實情況進行模擬，其計算簡圖見圖4．選擇C3D8I單元（八節點六面體線性非協調實體單元）進行網格劃分，并對梁柱節點區網格進行加密，如圖5所示；鑒于梁翼緣與蒙皮板間為坡口熔透對接焊縫，質量等級為二級以上，簡化認為焊縫與母材等強，不單獨設計焊縫，即在ABAQUS模型相互作用中利用tie將梁等與柱子綁定，來模擬對接焊縫．忽略焊接殘余應力、焊腳尺寸、構件初始缺陷及鋼材損傷的影響；按照試驗的加載順序設置分析步，順序為施加螺栓預拉力→施加柱軸力→施加梁端位移．即首先施加螺栓的預拉力155 kN，再施加柱的軸壓力764 kN，對應柱軸壓比為 0.3，最后施加以位移控制的梁端循環荷載．螺栓預拉力和柱軸力采用分兩步施加的方法，即先定義一個小荷載的分析步，再施加真實荷載，以防止其不收斂．

圖4 節點加載示意圖Fig.4 Load schematic diagram

圖5 有限元網格劃分 Fig.5 Finite element meshing

2.2 試驗結果與有限元的對比

擴翼式新型弱軸連接節點的試驗和有限元模擬的破壞形態分別如圖 6(a)、(b)所示，由圖可見，兩者的破壞模態相似，這表明 ABAQUS有限元分析能較精確地模擬節點的破壞形態．破壞時連接板一側梁腹板向內凹曲，梁下翼緣擴翼末端發生明顯的屈曲，形成塑性鉸．而節點域、梁柱連接處均未發生明顯的變形，這說明擴翼式新型弱軸連接節點能夠有效地保護梁柱連接的薄弱部位，并使塑性鉸外移，達到了“強柱弱梁”和“強節點弱構件”的抗震設計要求．

圖6 單調荷載下的破壞形態Fig.6 Failure mode under monotonic loading

圖7 試驗和有限元的荷載-位移曲線Fig.7 Load-displacement curves of experiment and finite element

圖7給出了擴翼式新型弱軸連接節點在單調荷載作用下試驗和有限元模擬中得到的荷載-位移（P-Δ）曲線，兩者的P-Δ曲線基本吻合．在彈性階段，試驗和有限元的曲線完全重合，說明試驗和有限元模型的初始剛度相同．但就最大承載力來說，有限元分析值高于試驗值5.76%，這是由于有限元模擬時未考慮焊縫及鋼材損傷等缺陷，因此不可避免地存在著誤差，但該誤差在可接受范圍內．

3 擴翼式新型弱軸連接的變參數分析

由文獻[2，12]知，循環荷載作用下有限元和試驗得到的P-Δ滯回曲線的形狀和數值也能較好地吻合．所以，在進行了單調荷載作用下的試驗與有限元的對比驗證后，本文將進行循環荷載作用下的有限元模擬分析．本文共對 33個擴翼式新型弱軸連接節點模型進行了低周反復荷載作用下的有限元模擬分析，考慮的主要參數有：擴翼三角形側板的直角邊長比及蒙皮板尺寸．

3.1 擴翼的變參分析

3.1.1 擴翼的參數取值

我國抗震設計規范GB 50011-2010[13]指出梁端擴大部分的直角邊長比可取 1:2～1:3，直角邊參數表示見圖8．為了驗證規范GB 50011-2010的此條建議對本文的擴翼式新型弱軸連接是否同樣適用，共設計了 18個模型進行低周反復荷載作用下的有限元模擬分析，梁柱等尺寸同前文單調荷載試驗中的取值．各模型編號及具體參數取值見表1．

圖8 擴翼式新型弱軸連接節點細部參數Fig.8 Parameters of new weak-axis connections with widened beam flange

表1 系列模型設計參數Tab.1 The parameter values of each series

續表1

3.1.2 破壞應力云圖

18個有限元模型的分析結果表明，三個系列（RA、RB、RC系列）節點模型的整體破壞形態是一致的，限于篇幅，只列出RA系列節點破壞的應力云圖予以統一說明，如圖9所示．從圖9可以看出，塑性鉸都出現在三角形側板末端，柱子節點域與蒙皮板的應力相對較小，說明擴翼式新型弱軸連接能基本符合“強柱弱梁”和“強節點域”的抗震設計理念．從圖9也可以看出，隨著三角形側板短邊與長邊比例的減小，即a不變時，隨著b增大，塑性鉸外移距離增大，梁翼緣焊縫處應力逐漸減小．

圖9 RA系列破壞應力云圖Fig.9 Failure stress nephogram of RA series

3.1.3 力學性能指標計算結果

三個系列的M－θ滯回曲線的骨架曲線如圖10所示，各系列的骨架曲線基本重合，隨著三角形側板短邊與長邊比例的減小，極限轉角略微減小，承載能力略微增大．表2為各系列模型的力學性能指標計算結果，其中，轉角延性取M－θ骨架曲線上的極限轉角θu與屈服轉角θy之比．在極限點的選取時，以模型的最大轉角點處作為極限點，對應的彎矩作為節點的極限彎矩，對應的轉角為極限轉角．屈服轉角的求解方法有多種，課題組前期的研究證明，利用日本廣島大學法[14]計算得到的結果較為穩定且誤差相對較小，因此，本文的仍然沿用該方法來確定屈服點．節點的塑性轉動能力由梁端在破壞時刻的塑性轉角來決定，塑性轉角可以根據FEMA-267[15]中的定義和計算方法求得，破壞時刻取為荷載下降至最大荷載的 85%時所對應的時刻[16]．轉角延性系數按計算得到[16]．

圖10 各系列M－θ骨架曲線Fig.10 M－θskeleton curves of each series

表2 各系列模型力學性能指標Tab.2 The mechanical performance index of each series

由表2可以看出，對于各系列節點模型來說，當擴翼三角形側板的短邊a不變時，隨著長邊b的增大，初始轉動剛度和承載能力逐漸增大，但增大幅度很小，初始剛度最大增幅僅為 2.73%，屈服彎矩最大增幅為 5.24%，極限彎矩基本沒有變化；屈服轉角基本無變化，但極限轉角逐漸降低，塑性轉動能力除了RC-5和RC-6外，均滿足美國AISC協會對于剛性連接塑性轉動能力不小于 0.03 rad[17]的規定，說明擴翼式新型弱軸連接有著較好的轉動能力．也可以看出當三角形側板直角邊比例小于 1:3后，節點的塑性轉動能力下降較為明顯；所有模型的轉角延性均大于 4，說明該類型節點有較好的延性和耗能性能．當a/b相同時，隨著a增大，初始轉動剛度逐漸增大，承載能力變化不明顯，轉角延性和塑性轉動能力逐漸減小，這是由于隨著梁端翼緣截面加大和加強段的長度增加，梁柱連接處的抗彎能力提高，使得梁端焊縫處應力小于擴大翼緣的末端應力，促使塑性鉸出現在擴大翼緣的末端所致．

綜合考慮破壞應力云圖和主要力學性能指標計算結果，三角形側板直角邊比例為1:3、1:2.5和1:2分別為RA、RB和RC三個系列模型最為理想的直角邊比例．從整個分析也可以看出我國抗震設計規范中“梁端擴大部分的直角邊長比可取為1:2至1:3”這項規定對本文的擴翼式新型弱軸連接同樣適用．

3.2 蒙皮板的變參分析

文獻[1]對工字形柱強軸連接指出，擴翼式連接鋼框架梁端翼緣截面擴大后，梁承載力雖然有所提高，但柱腹板節點域剛度則相對降低，設計中應滿足節點域抗震設計要求并對節點域采取補強等構措施，避免出現“強梁弱柱”的現象．那么對于新型弱軸連接來說，雖然節點域部分采用蒙皮板進行了加強，但這個問題仍然值得重視，故本節對蒙皮板尺寸進行變參數分析，以獲得能夠滿足“強柱弱梁”、“強節點弱構件”和“強節點域”特點的蒙皮板尺寸范圍．

3.2.1 蒙皮板參數取值

試驗中蒙皮板厚度為16 mm,與柱翼緣的厚度大致相同,蒙皮板的高度為750 mm，即上下各高出梁翼緣表面200 mm．以試驗中尺寸為基礎，根據蒙皮板厚度設計MP-1、MP-2和MP-3三個系列，每個系列按蒙皮板的高度不同設計五個模型，分別編號為A-E，具體參數取值見表3，其中梁端擴翼參數均為a=40 mm，b=120 mm．

表3 MP系列模型設計參數Tab.3 The design parameter of MP series

3.2.2 蒙皮板厚度分析

有限元分析表明，MP-1、MP-2和MP-3三個系列模型的應力、應變云圖基本一致，破壞模態大致相同，均是以梁端上下翼緣屈曲為破壞標志，柱子無明顯破壞現象．MP系列模型的應變云圖如圖11所示，可以發現MP-1蒙皮板保持完好，而MP-2和MP-3系列模型的蒙皮板發生了較大的塑性應變，出現了明顯的鼓曲．而蒙皮板是新型弱軸連接節點的重要組成部分，正是通過柱弱軸方向的蒙皮板使梁和柱有效地連接，故蒙皮板的好壞直接影響著新型弱軸連接節點的受力性能，所以期望蒙皮板能始終保持完好，和柱子作為一個整體發揮作用．對于本文的計算模型而言，蒙皮板厚度不應小于16 mm，在實際工程應用中，建議其不應小于柱翼緣厚度．

3.2.3 蒙皮板高度分析

從3.2.2的分析知，只有MP-1系列的蒙皮板厚度是合適的，故本小節僅對 MP-1系列中蒙皮板高度變化后新型弱軸連接的受力性能作出分析．從MP-1系列5個模型的有限元分析知，隨著蒙皮板高度的變化，MP-1系列模型蒙皮板上的應力分布和應變分布基本沒有變化，均為蒙皮板上對應焊縫處的應力、應變較大，而焊縫以外的區域應力、應變都很小．所以，增加蒙皮板的高度，并不能明顯改善蒙皮板的受力狀態．

MP-1系列模型的主要力學性能指標計算結果見表4，從表4可以看出，隨著蒙皮板高度增加，節點的各項力學性能指標均變化不大，故蒙皮板的高度可以適當減小．

圖11 MP系列模型蒙皮板塑性應變云圖Fig.11 The plastic strain of skin plates of MP series

表4 MP-1系列模型力學性能指標Tab.4 The mechanical performance index of MP-1 series

3.2.4 蒙皮板尺寸的建議取值

由規范 GB 50011-2010[13]8.2.5 節可知，節點域柱腹板的厚度與柱和梁的截面高度有密切的關系．參照規范GB 50011-2010式（8.2.5-7），同時結合以上分析，得到采用Q235鋼材時擴翼式新型工字形柱弱軸連接節點蒙皮板厚度的取值公式：

式中：tm為蒙皮板厚度；hb為梁的截面高度；hc為柱的截面高度，tcf為柱翼緣厚度．

當蒙皮板超出梁上下翼緣的高度由60 mm增加到200 mm時，梁柱節點的受力性能和破壞形態均無明顯變化，故蒙皮板高度可以適當減小，建議按照《多、高層民用建筑鋼結構節點構造詳圖》01(04)SG519[18]中對頂層梁柱節點的構造要求，蒙皮板超出梁上下翼緣的高度取60 mm．

4 結論

為了研究擴翼式新型工字形柱弱軸連接在低周反復荷載作用下的受力性能，以前期單調荷載試驗為基礎，利用有限元軟件ABAQUS對33個模型進行變參數模擬分析，得到的主要結論如下：

(1) 所有模型在低周反復荷載作用下，塑性鉸均有效地外移至擴翼的末端，柱子和節點域基本處于彈性狀態，能較好地滿足“強柱弱梁”和“強節點弱構件”的抗震設計理念，并具有“強節點域”的特點．

(2) 最大塑性轉動能力基本都大于0.03 rad，能夠符合國際上對抗震節點塑性轉動能力的要求，轉角延性系數也滿足不小于4的要求．

(3) 我國抗震設計規范中“梁端擴大部分的直角邊長比可取為1:2至1:3”，這項規定對本文的擴翼式新型弱軸連接同樣適用．

(4) 通過改變蒙皮板尺寸進行模擬分析，給出了蒙皮板尺寸的建議取值．

References

[1]王燕，王玉田，郁有升. 擴翼式連接鋼框架抗震性能試驗研究[J].建筑鋼結構進展, 2013, 15(1): 8-14.WANG Yan, WANG Yutian, YU Yousheng.Experimental study on seismic performance of steel frames with widened beam flange connections[J].Progress in Steel Building Structures, 2013, 15(1):8-14.

[2]王玉田. 梁端翼緣擴大型連接鋼框架抗震性能研究[D].西安: 西安建筑科技大學, 2012.WANG Yutian. Seismic behavior of steel frame with expanded flange connections at the beam end[D]. Xi'an:Xi'an University of Architecture and Technology, 2012.

[3]王燕，高鵬，郁有升. 鋼框架梁端翼緣擴大型節點低周反復荷載試驗研究[J]. 建筑結構學報, 2010, 31(4):94-101.WANG Yan, GAO Peng,YU Yousheng. Experimental study on beam-to-column connections with beam-end horizontal haunch of steel frame under low cyclic loading[J]. Journal of Building Structures,2010,31(4):94-101.

[4]王萬禎，陳飛益，黃友錢，等. 箱型柱-H型鋼梁節點斷裂機理及梁翼緣擴大頭和長槽孔節點研究[J]. 工程力學, 2013, 30(6): 197-204.WANG Wanzhen, CHEN Feiyi, HUANG Youqian, et al.Fracture mechanism of joint of H-style steel beam-square steel tubular column and study on joints with horizontal haunch and slot holes at beam flanges[J]. Engineering Mechanics, 2013, 30(6): 197-204.

[5]劉占科，蘇明周，申林，等. 鋼結構梁端翼緣腋形擴大式剛性梁柱連接試驗研究[J]. 建筑結構學報, 2007,28(30): 8-14.LIU Zhanke, SU Mingzhou, SHEN Lin, et al.Experimental study on steel moment resistant frame connections with enlarged beam flanges welded to column[J]. Journal of Building Structures, 2007, 28(30):8-14.

[6]KIM T, WHITTAKER A S, GILANI A S J, et al.Experiment of plate-reinforced steel moment resisting connections[J]. Journal of Structure Engineering, 2002,128(4): 483- 491.

[7]KIM T, WHITTAKER A S, GILANI A S J, et al.Cover-plate and flange-plate reinforced steel moment resisting connections[J]. Journal of Structure Engineering,2002, 128(4): 474- 482.

[8]郭秉山.鋼框架梁柱腹板連接在循環荷載下的滯回性能及抗震設計對策[D].西安:西安建筑科技大學, 2004.GUO Bingshan. Hysteretic behavior and design criterion of beam-to-column web connections in steel moment frames under cyclic load[D]. Xi'an: Xi'an University of Architecture and Technology, 2004.

[9]顧強. 鋼結構滯回性能及抗震設計[M]. 北京:中國建筑工業出版社, 2009.GU Qiang. Hysteretic Behavior of Steel Structures and Seismic Design[M].Beijing: China Architecture &Building Press, 2009.

[10]盧林楓，周天華，李濤. H形梁與H形柱弱軸連接節點及連接方法:中國,200910022568.2[P]. 2011-4- 20.LU Linfeng, ZHOU Tianhua, LI Tao. Connection node and connection method of H-shaped beam and H-shaped column in weak axis:China,200910022568.2 [P].2011-4-20.

[11]盧林楓，徐瑩璐，周天華，等. H形梁-工形柱弱軸箱形節點域連接節點單調加載試驗研究[J]. 建筑結構學報, 2016, 37(2): 73-80.LU Linfeng, XU Yinglu, ZHOU Tianhua, et al.Experimental research on box strengthened joint connection for weak axis of I-section column-H- shaped beam under monotonic loading[J]. Journal of Building Structures, 2016, 37(2): 73-80.

[12]王萬禎. 鋼框架梁柱栓焊剛性連接的滯回性能、破壞機理及抗震設計建議[D]. 西安: 西安建筑科技大學,2003.WANG Wanzhen. Fracture mechanism, cyclical performance and design recommendations of welded flange-bolted web beam-to-column rigid connections in steel moment frames under seismic load[D]. Xi'an: Xi'an University of Architecture and Technology,2003.

[13]建筑抗震設計規范：GB 50011-2010 [S]. 北京:中國工業出版社, 2010.Code for Seismic Design of Buildings: GB 50011-2010[S]. Beijing: China Architecture & Building Press, 2010.

[14]AKIRA M, HIDEAKI Y, TAKAO T. The experimental study on the shear strength of the H-shaped steel beam-to-column connection panel subject to weak axis bending[C]//13th World Conference on Earthquake Engineering. Canada, Vancouver, B C: 2004: 1-6.

[15]FEMA267, Interim Guidelines: Evaluation, Repair,Modification and Design of Steel Moment Frames[R].California: SAC Joint Venture, 1994.

[16]建筑抗震試驗方法規程：JGJ 101-96 [S]. 北京:中國建筑工業出版社, 1996.Specification of Testing Methods for Earthquake Resistant Building: JGJ 101-96 [S]. Beijing: China Architecture & Building Press, 1996

[17]American Institute of Steel Construction, Seismic Provisions for Structural Steel buildings[M]. 2nd ed.,Chicago: AISC, 1997

[18]多、高層民用建筑鋼結構節點構造詳圖：01(04)SG519[S]. 北京:中國計劃出版社, 2009.Constructional detail of steel structure joint in multilayer and high-rise civil building :01(04)SG519 [S]. Beijing:China Planning Press, 2009