Q960 高強鋼錐形削弱梁柱節點滯回性能及恢復力模型

摘要：為研究某新型高性能抗震結構鋼的抗震性能，對3 種不同連接構造的高強鋼梁柱節點開展擬靜力作用下的滯回試驗。結果表明，“錐形削弱”節點的延性發揮較為充分且耗能能力較高，“復合型”連接構造可有效提升節點的抗震性能。以試驗數據為基礎，建立了考慮剛度退化的三線性恢復力模型，采用試驗特征點擬合骨架曲線，并用指數函數微分方程求解滯回曲線表達式。結果表明，所建模型的重構解析誤差控制在10%以內，可有效表征節點的滯回響應。

關鍵詞：恢復力模型；梁柱節點；抗震性能；Q960 高強鋼；削弱型構造

中圖分類號：TU391 文獻標志碼：A 文章編號：1000-582X（2025）03-081-13

近年來，鋼結構領域的發展呈現出2 個新的特點：一是鋼材存在高強化的需求與趨勢[1]。屈服強度標準值fy≥460 MPa 的高強度結構鋼具備優良的力學性能，在保證構件強度的同時有效減少建筑工程中的鋼材用量，廣泛地應用于高層房建工程和大跨橋梁工程[2]。二是鋼結構的抗震設計要求及條文不斷嚴格。隨著國家強制性標準《中國地震動參數區劃圖》[3]的修訂與實施，全國各地建筑結構的設防要求不斷提高。梁柱節點作為鋼結構抗震設計中的重要一環，已有研究設計了各類抗震連接構造，并通過試驗、理論等手段研究其抗震性能。劉希月等[4]、郭宏超等[5]對采用“過渡板”“蓋板”和“蓋板-骨式復合”連接的高強鋼節點進行擬靜力試驗，比較各節點的承載力、剛度、延性、耗能能力等抗震指標。Coelho 等[6]對地震作用下的高強鋼節點的節點域剪切變形與梁端彎曲變形占比組成進行分析；陳學森等[7?9]根據理論分析，提出了Q690 高強鋼節點的承載力驗算方法和節點域剛度計算方法。結果表明，現有的高強鋼節點（簡稱“HSS 節點”）的連接主要應用《高層民用建筑鋼結構技術規程》[10]中的構造形式，種類較少且主要是“加強型”節點。高強鋼節點的延性欠佳，不利于抗震性能的發揮，節點的抗震連接構造設計仍有待優化。

基于上述行業發展及研究現狀，“河鋼”集團研發生產了屈服強度標準值為960 MPa 的高性能抗震結構鋼。基于該新型高強鋼材，文中設計了“錐形削弱”的梁柱節點連接構造，通過試驗和理論分析方法探討高強鋼節點的抗震性能，為該鋼材在建筑結構領域的應用和推廣奠定基礎。

1 試驗概況

1.1 材料性能參數

節點構件所用鋼材厚度為8 mm、12 mm 和16 mm，梁翼緣板厚度為12 mm，柱翼緣板厚度為16 mm，二者的腹板分別選用8、12 mm 厚鋼板。“河鋼”集團生產的高性能抗震耐候鋼板，采用TMCP 控軋控冷生產工藝，交貨狀態為回火。根據《金屬材料拉伸試驗》[10]對不同厚度鋼材的力學性能進行測定，所測彈性模量E、屈服強度fy、抗拉強度fu、屈強比fy / fu、極限應變εu、斷后伸長率δ 以及斷面伸縮率Z 的值如表1 所示，鋼材斷后伸長率均大于16%。

節點的連接方式為栓焊混接，對于高強鋼節點構件，焊接質量直接影響其受力性能與破壞形態。梁翼緣與柱翼緣的對接焊縫采用全熔透對接坡口焊，方式為富氬氣體保護焊。焊縫質量等級為Ⅰ級，為避免焊接后焊縫產生氫致裂紋，嚴格控制了氫含量，屬于超低氫型焊材（擴散氫含量HD=2 mL/100g＜5 mL/100 g），鋼板及焊絲主要化學成分含量如表2 所示。鋼材的碳當量為0.54%，其硫、磷含量相較于普通高強鋼更低，耐候元素如銅元素含量更高。采用37.7 V 穩定電壓與587 A 電流進行打底層與多道蓋面層焊接，層間溫度為150 ℃，焊后保溫棉覆蓋消氫。取高強鋼板件制作焊接工藝評定樣件，對焊接工藝評定樣件進行探傷測定，滿足一級對接焊縫的焊接質量要求。

1.2 節點構造

試驗選取了常規的鋼框架梁柱連接處平面組合體，均為邊節點試件，共計3 組。節點柱長度均為2 250 mm，梁長度均為1 750 mm（往復力加載點與水平位移測定點距梁頂端截面200 mm）。節點構件均采用焊接H 形截面，梁翼緣寬厚比等級對構件的最大承載力和塑性轉動能力。梁翼緣寬厚比為S3 級，探討該類Q960 高強鋼基于截面彈塑性設計時的抗震性能。

節點設計參數序列如表3 所示 。在節點構造方面，JD1 為不采用抗震構造標準對照組，JD2 為梁端翼緣錐形切割的“削弱型”節點，《高層民用鋼結構建筑技術規程》[11]中建議的削弱方式為“狗骨型”，但該構造節點削弱集中于梁翼緣弧形切割的中心位置，塑性鉸區域范圍小。研究依據地震彎矩需求梯度按同一斜率變化的特點，采用錐形削弱的方式，順著需求梯度對梁翼緣兩側進行直線形切割，如圖 1 所示。該構造保持梁削弱段各截面M/Mu值相等且為梁段上最小，削弱區域同步進入塑性，梁段的塑性屈服范圍得以擴大，從而優化耗能效果。JD3 為在錐形削弱的基礎上，梁端貼過渡板進行加強的“復合型”節點，采用“錐形＋過渡板”樣式如圖 2 所示。

1.3 加載方案

1.3.1 加載裝置

試驗在自平衡框上進行，整套裝置如圖 3 所示。將柱水平橫臥，用量程200 t 液壓千斤頂施加柱軸力至軸壓比為0.15，并用壓梁固定柱端。梁加載端采用量程200 t 拉壓千斤頂施加低周反復荷載。為避免加載過程中由于初始缺陷或偶然偏心引發梁的面外偏轉，在梁三分點高度處，齊平梁翼緣邊緣兩側貫通對拉兩根型鋼作為面外約束，并固定于反力框兩側。在支撐靠節點梁側貼摩擦系數極低的8 mm 厚聚四氟乙烯板，并涂潤滑油以規避摩擦力的影響。試件安裝過程借助水準儀工具，保持試驗柱端翼緣齊平水平基準線，使試件的中心軸與豎向基準線重合，確保試驗結果的準確性。

1.3.2 加載制度

各節點試件的加載制度一致，第一階段通過柱端液壓千斤頂施加柱軸向荷載并保持；第二階段施加梁端水平循環荷載，模擬地震作用的輸入。加載制度參考美國AISC 341-16 抗震規范[12]制定，以變幅位移角控制加載，具體每級對應的梁端位移幅值與循環次數如圖 4 所示。各級均規定從負向開始加載（δ 為負，千斤頂為推）。試驗停止標準為：1）試件承載力下降至最大承載力的80%（即梁端水平荷載下降至最大荷載Pu 的80%）；2）試件出現開裂或其余可能導致試件發生脆性破壞的情況。

1.3.3 測量方案

試驗測量內容包括梁端施加荷載、梁柱節點處轉角以及試件關鍵位置的應變。梁端荷載直接由拉壓千斤頂端部的力傳感器測量。節點轉角通過布置位移計測量得到，如圖 5 所示。順加載方向，在反力框與梁端加載點間同一水平高度處，設置1 個拉線式位移計DT1 測量梁端水平位移；DT2 和DT3 布置在梁柱連接焊縫外側50 mm 處，用于測量柱翼緣的轉動變形；位移計DT4、DT5 用于量測節點域腹板的剪切變形。借助面外型鋼支撐，試件面外位移得到有效控制，無需監測試件的出平面變形。

節點的轉動變形主要包括：節點域的轉動變形與柱腹板的剪切變形。前者又分為梁段的轉動變形和柱的轉動變形。連接節點的相對轉動變形θ 的計算公式為[9]

θ = θb - θc + θpz ， （1）

式中：θb代表梁段轉角；θc代表柱轉角；θpz為節點域柱腹板剪切轉角。

梁段轉角θb由DT1 測量值計算：

θb = arctan（δDT1 /Lb） ， （2）

式中：δDT1代表位移計DT1 測得的梁頂水平位移；Lb為加載點距柱翼緣面高度。柱轉角公式為

θc = arctan [（δDT2 - δDT3）/h]， （3）

式中，h 代表DT2 和DT3 間距。節點域柱腹板的剪切轉角為

式中：bpz代表節點域的寬度；hpz代表節點域的高度；梁端彎矩M由式（5）計算。

由公式（1）～（5）可以得到梁柱節點試件的梁端彎矩-轉角關系。

2 試驗結果及分析

2.1 失效模式

圖6～圖8 展示了各試件加載至最后一級峰值點時，梁整體的偏轉情況和失效處破壞形態。試驗結果匯總于表4 中，極限轉角θ 采用公式（1）～（5）的簡化計算方法[9]。

JD1 在加載完δ=75 mm 的2 圈后，正向加載至位移δ=69 mm 時，發生梁翼緣焊縫熱影響區的脆性斷裂，并伴隨巨大聲響。觀察斷口特征可見，斷口呈45°平滑截面，顏色錫白。整個加載過程中，節點域與梁腹板均未出現明顯鼓曲，連接板與螺栓也未出現明顯滑移。

試件JD2 在加載至δ=105 mm 幅度時，梁段出現明顯屈曲現象，削弱段受壓翼緣出現明顯面外彎折，并帶動相連梁腹板鼓曲，反向加載后翼緣屈曲部分受拉而重新平直；正向加載δ=105 mm 第2 圈時，試件整體屈曲至不能繼續承載而失效，此時削弱段翼緣邊緣出現裂口。

試件JD3 在δ=75 mm 和δ=90 mm 的過程中，梁削弱段受壓翼緣反復面外波折，并帶動相連梁腹板鼓曲；在正向加載至δ=105 mm 的首圈過程中，梁翼緣削弱最大處緩慢撕裂并發出“沙沙”的聲響，承載力緩慢下降直至失效。卸載后，能觀察到節點梁已發生明顯的整體塑性變形。

2.2 滯回曲線

梁端千斤頂施加的水平荷載F 即為各節點試件所受剪力Q，結合梁端的水平位移，繪制各節點的梁端剪力Q-水平位移δ 曲線如圖 9 所示。為對比節點的理論承載性能，圖中給出了基于材料強度計算得到的梁端剪力理論值Qp和0.8Qp。

將梁端水平位移δ 根據式（1）～（5）換算為節點相對轉角θ。連接Q-θ 曲線每個循環加載級首圈的峰值點，可得到各節點試件的骨架曲線[13]，節點梁端剪力-轉角骨架曲線如圖 10 所示。骨架曲線反映了試件的承載力和剛度在各階段隨轉角θ 的變化特性，可作為文中確定各節點恢復力模型特征點的重要依據。基于ECCS中的切線剛度退化準則[14]，可得到各試件的等效屈服轉角±θy。由初始剛度K0和等效屈服轉角θy可得到等效屈服剪力Qy =K0·± θy。

分析JD2 和JD3 曲線可知，兩節點梁端剪力能達到Qp，具備足夠承載性能，削弱段板件塑性深入完全。在θ=3.0%rad 時，兩節點表現出明顯屈服特點；試件承載力進入平緩發展階段，并隨削弱段屈曲而逐漸降低直至失效。試件的延性發揮完全，滯回曲線圈數多且體型飽滿，耗能效率亦處于高水平；相較JD1，翼緣削弱后試件初始剛度降低，但最大承載力基本一致。根據美國AISC 341-16 的規定，若試件的位移角能達到0.04 rad 且承載力不低于0.8 倍梁端翼緣截面的抗彎承載力，則該節點滿足特殊設防鋼框架（SMF）的使用要求。試驗構件的極限轉角及承載力均滿足該類要求，結果表明，“錐形削弱”節點與“復合型”節點能在保持承載力的基礎上充分發揮材料的延性及耗能能力，具有良好的抗震性能。

2.3 抗震性能分析

2.3.1 延性及承載力

從失效模式分析，JD2、JD3 屬于延性破壞形態，在翼緣削弱段出現了塑性變形，結構屈服后仍發生了較大變形。采用延性系數μ 衡量梁柱節點的塑性發展水平。各節點的延性系數平均值分別為1.79、2.16、2.36。其中“錐形削弱”試件的延性顯然高于其他試件，同為S3 截面的構件，JD2 的延性比基礎對照組JD1 提高了20%；JD3 的延性較JD1 提升了32%，“過渡板”提高節點的初始剛度，使得節點在較小轉角下實現等效屈服，通過梁削弱段開展塑性變形，試件的延性較JD2 又有所提升。

2.3.2 剛度退化

采用割線剛度Ki表征節點剛度，其定義為原點到滯回環各加載級峰值點的割線斜率見式（6）。其中，Mi為第i 個加載級峰值點的彎矩值；θi為第i 個加載級峰值點對應的節點轉角值。

Ki+ = Mi+ /θi+ ； Ki - = Mi - /θi - 。（6）

將正向加載與負向加載時各節點的剛度變化過程繪制為曲線圖，如圖 11 所示。在整個加載過程中，各節點初始剛度、剛度變化均不同。在彈性加載階段，剛度退化趨勢較為平緩；當加載至3.0% rad 后，各試件逐步進入塑性，節點剛度退化加劇。“削弱型”試件JD2、JD3 進入塑性后2 剛度曲線幾乎重合。

2.3.3 耗能能力

將各節點總耗能水平及加載進程的累積耗能變化E，隨加載進度的變化曲線繪制如圖 12 所示。彈性加載階段，各節點的耗能量均很小，曲線基本重合。隨塑性發展不斷深入，節點的受力與變形同步增長，每個加載級的耗能量越來越大，曲線增長速度逐漸變快，直至各節點失效終止耗能。

功比指數是用來表達鋼結構節點塑性鉸在滯回過程中吸收能量水平的評價指標。由于各節點加載圈數不同，為表征試件在滯回全過程中能量的整體吸收效率，需將該指標進行正則化處理，選取θ≥2.0%rad 的加載環，將每個節點的功比指數除以總循環次數，以排除加載圈數的影響，做到直接比較各節點吸收能量的效率，將指標記作單位功比指數I′w，最終的計算式為

式中：Mi、θi為第i 次循環加載的荷載和位移；My、θy 為屈服彎矩和轉角；n 為循環次數。各節點的I′w 計算結果如表6 所示。對比分析可知，該指標與等效黏滯阻尼系數he的大小基本保持一致。JD3 和JD2 具有較高的塑性階段能量吸收效率，單位功比指數I′w 分別為1.435 和1.296。

綜合分析及比較各節點的抗震指標可知：1）HSS 節點在地震作用下的延性發揮較為充分，但不具備足夠的強度儲備，達到等效屈服時，試件承載力已接近峰值承載。2）抗震構造連接形式對HSS 節點的耗能能力影響明顯，“錐形削弱”節點通過改善失效模式，削弱段充分塑性變形來發揮材料的抗震性能。“錐形削弱”試件JD2 的耗能效率為基礎對照組JD1 的1.13 倍；“錐形+過渡板”復合試件JD3 的耗能效率為JD1 的1.25 倍。

3 節點恢復力模型

3.1 模型建立

鋼構件的滯回特性無混凝土的開裂點、鋼筋滑移特性與滯回曲線的捏縮效應[15]。對于研究中新型高性能鋼材，基于HSS 節點的響應特征，根據試驗結果提取力學特征點，以保證所建數學模型的可靠性[16]。對恢復力模型作如下假定：1）節點采用含骨架曲線下降段的三折線模型，分別對應試件的彈性、彈塑性、塑性階段；2）首次加載沿骨架曲線進行，卸載后的反向加載采用“定點指向”的規律，從卸載點指向加載峰值位移在骨架曲線上的對應點。為消除設計參數差異，取等效屈服位移點對應的坐標值（Py，Δy），Py為構件受彎時截面邊緣達到屈服應力fy時對應的承載力，Δy為承載力達到Py時對應的位移。對梁端承載力P 與水平位移Δ 進行無量綱化處理，作為恢復力模型的橫、縱坐標。取各節點的試驗骨架曲線點進行線性回歸，繪制恢復力模型的骨架曲線如圖 13 所示，曲線各段的擬合方程與斜率如表7 所示。HSS 節點的卸載與再加載剛度隨往復加載次數出現退化，退化程度由試件加載所處的階段確定。在彈性段，卸載剛度始終等于彈性剛度；在非彈性段，剛度退化隨加載過程退化。用K1～K4來表征卸載-重加載過程中的滯回外包線，其具體含義如圖 14 所示。取每個HSS 節點試件在各加載級的實測剛度Ki，并與初始彈性剛度Ke做比值進行無量綱處理。根據滯回曲線切線剛度的退化規律，選用指數函數擬合試驗卸載與再加載剛度的數據散點。采用origin 軟件對梁端剪力Q-水平位移δ 滯回曲線做微分dQ/dδ 運算獲得各點對應的切線剛度，得到恢復力模型外表現方程為

Pi /Py = α ?eβ ?Δi /Δy + γ + b ， （8）

式中：參數α、β、γ 為待定參數，α 定義了卸載剛度，β、γ 定義了滯回環的形狀，參數bi的含義為外包線在縱軸上的截距，表征試件在零位移處對應的殘余力，其取值根據卸載位移的橫坐標值Δi/Δy對應在骨架曲線上的卸載點確定，采用1stopt 軟件進行參數擬合，結果如表8 所示。

3.2 模型驗證

將HSS 節點的試驗滯回曲線與采用上述恢復力模型建立的曲線繪制于圖 15，因恢復力模型建立過程細分程度高，兩曲線的相關性較高，曲線走勢基本吻合，擬合效果好，表明恢復力模型中的相關參數取值較為準確。

為進一步驗證模型有效性，定量計算模型的耗能面積并與試驗實際耗能作對比。模型的各加載級耗能量Em 與試驗實際耗能量Et比較結果，如表9 所示。各節點的模型重構解析誤差均小于10%，說明基于3.1 節得到的恢復力模型擬合結果與試驗結果吻合程度較高，能較好地反映各節點在反復荷載作用下的荷載-位移關系以及耗能情況的變化規律，為HSS 節點的滯回響應預測提供了參考。

3.3 模型應用流程

梁柱節點恢復力模型的完整應用流程如下：

Step1：根據上述高強鋼節點試驗點確定恢復力模型參數α、β、γ。

Step2：根據卸載點橫坐標及骨架曲線確定卸載點實際坐標和外包線截距b，根據滯回規則繪制恢復力模型外包線。

Step3：恢復力模型滯回規則如下：對節點進行加載時，首次加載或等效屈服前的加載和卸載均沿O1 （O′1）進行，剛度均為初始彈性剛度Ke。卸載到殘余變形點后的再加載從卸載零點指向加載峰值位移在骨架曲線上的對應點；需說明的是，在彈塑性階段，試件處于卸荷零點的再加載剛度與該點的卸載剛度一致。

Step4：根據ECCS 的切線剛度退化理論計算節點試件的等效屈服承載力Py和等效屈服位移Δy計算梁柱節點的實際滯回曲線。

根據上述步驟，可得到高強鋼梁柱節點在任意加載位移下的滯回曲線。

4 結 論

文中設計了具有“錐形削弱”構造的高強鋼梁柱節點試件，并對其抗震性能進行了試驗與分析，在此基礎上，建立了恢復力模型，得到以下結論：

1）從HSS 節點的極限轉角θu、延性系數μ、承載力儲備Sr、等效黏滯阻尼比he和單位功比指數I′w 等抗震指標總體分析來看，各節點延性及承載力滿足美國AISC 341-16 的規定。

2）連接形式對節點抗震性能影響較為明顯。“錐形削弱”節點在承載力略微降低的前提下大幅增加試件延性，耗能效率為基礎對照組JD1 的1.13 倍。

3）“錐形+過渡板”復合試件JD3 結合了加強型與削弱型構造的優點，具有最佳的抗震性能，其耗能效率為JD1 的1.25 倍。

4）基于試驗結果提出HSS 節點的恢復力模型。該模型由含承載力下降段的骨架曲線、考慮剛度退化的卸荷曲線組成。所建模型與試驗結果的重構解析誤差控制在10% 以內，能較好反映試驗中梁柱節點在循環荷載作用下的滯回特性。

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（編輯 陳移峰）

基金項目：高性能建筑結構鋼設計應用基礎研究（H20200688）；高等學校學科創新引智計劃項目（B18062）。