矩管柱與H形鋼梁新型豎向外聯式節點抗震性能試驗研究

李曉潤， 宋 波， 卞曉芳， 王 頻， 吳昌棟， 陳水榮

(1.北京科技大學 土木與資源工程學院，北京 100083； 2.中冶建筑研究總院有限公司，北京 100088)

鋼框架梁柱連接節點主要有剛性連接、半剛性連接和鉸接連接；無論采用哪種型式的連接節點，其對鋼結構的抗震性能起到非常重要的作用。近年來的多次地震中，傳統的鋼框架梁柱連接節點發生了大量脆性破壞，沒有表現出應用的延性性能。國內外學者大量研究表明：鋼框架抗震設計應以“強柱弱梁，強節點弱構件”[1]為原則，即當結構發生塑性變形時，塑性鉸應優先出現在梁端，而非柱端；節點區破壞不先于構件。但該目標較為籠統，沒有解決傳統鋼結構節點的固有缺陷。

Popov等[2]通過試驗發現，梁柱節點在往復循環荷載作用下的破壞點通常位于焊縫附近。宋振森[3]對6個大尺寸T形強軸連接剛性節點進行了循環加載試驗，結果表明，節點板厚度、梁翼緣塑性抵抗矩與全截面塑性抵抗矩的比值以及對接焊縫的質量對梁柱節點的性能影響較大。王新武[4]對3個狗骨式剛性節點進行了試驗，結果表明，梁上翼緣與柱連接處對接焊縫的撕裂是節點破壞的主要原因，破壞時的抗彎承載力遠沒有達到梁全截面塑性彎矩抵抗矩。

然而，由于鋼結構節點模型試驗數據有限，對節點承載力的相關影響因素還未形成規律性結論，不利于準確描述節點性能。目前常規的矩管柱與H形鋼連接節點需要在柱內焊接橫隔板或者在柱外焊接環板，而新型矩管柱與H形鋼梁豎向外聯式節點取消了矩管柱內的隔板，減小了內隔板的焊接，使該節點更加適用于鋼管混凝土組合結構中。并且該節點無需在矩管柱外增加環板，因而較為美觀，便于建筑外進行裝飾。本文通過模型試驗與數值模擬，對新型矩管柱與H形鋼連接節點的抗震性能進行研究，以期獲得該節點的滯回耗能能力和應力分布，從而保證該節點具有良好的實用價值。

1 節點抗震性能試驗簡介

1.1 試驗概況

為了驗證該新型矩管柱與H形鋼梁豎向外聯式節點的抗震性能，采用足尺比例對該節點進行了加載試驗。矩管柱截面為□350×350×12，柱上下約束面的距離為1 400 mm；鋼梁截面為HN300×150×6.5×9，兩約束點間的距離為3 200 mm；節點區鋼牛腿長度為400 mm，試驗構件牛腿處豎向肋板采用角鋼焊接。鋼牛腿與柱連接時，上下翼緣板采用剖口對接焊，腹板采用角焊縫，牛腿與梁的腹板間采用對接焊縫，其中對接焊縫均為I級，角焊縫為III級。試件三維視圖和節點構造分別如圖1和2所示。

圖1 試件三維視圖

1.2 試驗裝置及加載制度

試驗的加載裝置主要由反力架、千斤頂等組成。豎向千斤頂可以允許柱兩端發生轉動，確保豎向力的作用線始終與地面相垂直。現場加載模型如圖3所示，加載中模擬的力學示意如圖4所示。

試驗采用低周往復加載的方式，先在矩管柱頂施加豎向力到預定的荷載，并確保該值在試驗過程中恒定不變，然后再在梁端施加豎向往復荷載。本次試驗中柱頂施加軸向荷載為1 200 kN，軸壓比為0.23；梁端施加4級荷載，如圖5所示；在第四級力加載完成以后改為位移加載，開始尋找屈服點，每級加載循環兩次，直至結構破壞，如圖6所示。其中荷載控制階段加載速度為1～3 kN/s，觀察屈服點時加載速度可以取2 kN/s，位移控制階段可取1 mm/s。具體的加載方案如表1所示。

(a) 節點平面

(b) 節點立面

圖3 現場加載裝置

圖4 試驗加載受力簡圖

1.3 測試內容及測點布置

在梁柱節點核心區以測量應變為主，其應變花布置如圖7(a)、(b)所示。在梁端加載點處設置位移計，通過數據采集系統測出該點的水平位移值。

圖5 荷載控制示意

圖6 位移控制示意

荷載步軸力/kN荷載控制階段/kN位移控制階段/mm1120030212006031200904120013351200206120020712003081200309120040101200401112005012120050131200601412006015120070(破壞)

本次實驗對材料進行試驗，從構件的柱、H形鋼梁翼緣、牛腿翼緣及角鋼處取得試樣，每種試樣取兩根，并對試驗結果取平均值。得到的材料本構關系曲線如圖8所示。以H形鋼梁翼緣板為例，材料試驗數據如表2所示。

(a) 節點立面

(b) 節點平面

圖8 材料本構示意

位置屈服強度/MPa極限強度/MPa彈性模量/MPa牛腿翼緣t=10440565166435565162柱t=12395540187.1400540132.5角鋼t=14435580169.8425580114H型鋼t=9430595169.7445600148.5平均值425.625570.625156.2

1.4 試驗破壞現象

試件在位移加載到20 mm到40 mm的階段，滯回曲線飽滿，當荷載達到200 kN時構件開始屈服；而當位移達到50 mm時，構件中偶有爆裂聲，但滯回曲線依舊飽滿，無明顯破壞；當位移加載到60 mm后，構件的一肢牛腿上側翼緣板開始屈服，滯回曲線在第三象限開始出現變形；當位移第二次加載到60 mm時，同側的牛腿上下翼緣板均出現不同程度的屈服，變形急劇增加；當位移加載達到70 mm時，鋼梁于牛腿連接處翼緣被拉斷，構件破壞。如圖9所示。

(a) 節點正視圖

(b) 節點俯視圖

1.5 節點的抗震性能及分析

試驗的目的主要為確定構件的整體剛度和強度，以及其抗震性能和塑性鉸出現位置。塑性鉸的位置通過所有應變片進行應力分析，找到先到達極限應力的位置；整體的剛度、強度和抗震性能均要以滯回曲線為基礎進行分析。圖10所示是試件的荷載-位移滯回曲線。

由圖10可以看出，試件的滯回曲線平滑飽滿，試件的變形主要是由于牛腿的上翼緣發生屈曲，上下翼緣變形不一致所致。當位移加載達到30 mm前，節點剛度基本不變，與骨架線中得到的屈服位移一致，進入塑性變形后，剛度開始退化。這在某種程度上也反映出該節點具有良好的抗震性能。

2 節點抗震性能有限元分析

在進行節點模型試驗的同時，利用有限元分析軟件ABAQUS對該新型節點進行了循環加載模擬試驗，以便驗證有限元分析的有效性以及精度，為節點的參數分析提供依據。

圖10 試驗滯回曲線

2.1 有限元模型的建立

試件尺寸和連接構造按照圖1和2確定。試件材料為Q345B，根據表2材料試驗數據，取材料的屈服強度為570 MPa，梁、柱和各板件所用鋼材都采用多線型隨動強化本構模型。其中柱和梁都用實體8節點減縮積分C3D8R單元模擬。有限元模型見圖11所示。

圖11 數值模擬網格劃分

2.2 節點抗震性能與實驗結果對比

采用ABAQUS數值模擬時加載點、加載方式與模型試驗基本一致。豎向軸力1 200 kN時，滯回曲線和骨架曲線的試驗結果和數值模擬對比如圖12(a)、(b)所示。從圖中可以看出，數值模擬的結果與試驗結果匹配度較高，滯回曲線均較飽滿，骨架曲線相接近，均具有良好的延性。試驗數值模擬結果的差異主要是由于牛腿的上翼緣發生屈曲，導致位移在50 mm后上下變形不一致。

通過節點的數值模擬應力圖(見圖13)可以看出，在牛腿翼緣及梁與牛腿交接的變截面處應力較大，荷載通過梁上下翼緣被傳遞給鋼柱側壁。同時，數值模擬結果與試驗試件破壞的情況較為吻合，由于應力最大值出現在牛腿翼緣及梁與牛腿連接位置，因此試件破壞的位置也幾乎在牛腿和鋼梁翼緣。

2.3 節點參數分析

為了更多了解本節點受力特點，在數值模擬中進行參數化分析，討論了梁柱壁厚對節點性能的影響。各模型參數,如表3所示。

(a) 滯回曲線對比

(b) 骨架曲線圖對比

圖13 試驗模型應力圖

表3不同梁、柱尺寸模型的幾何特征

Tab.3Geometriccharacteristicsofdifferentsizesofbeamsandcolumns

模型編號梁型號柱型號M-1HN300×150×6.5×9□350×350×12M-2HN300×150×6.5×9□350×350×14M-3HN300×150×6.5×9□350×350×16M-4HN300×150×10×10□350×350×12M-5HN300×150×12×12□350×350×14M-6HN300×150×14×14□350×350×16

不同梁、柱尺寸模型的滯回曲線如圖14所示。可以看出，不同柱子壁厚的模型其滯回曲線基本重合，柱子壁厚對于節點的抗震性能影響較小。但梁的翼緣和腹板的厚度對于節點的承載力和抗震性能有較大的影響，隨著梁翼緣和腹板壁厚的增加，節點的初始剛度、屈服強度和極限承載能力具有明顯的增大，抗震性能具有顯著的提高。

(a) 不同柱壁厚

(b) 不同梁柱壁厚

同時，節點的耗能能力也可以用能量的耗散系數E來衡量。由圖15可以看出，節點的能量耗散系數隨著加載位移的不斷增大而呈現增大的趨勢。且柱子壁厚越大，能量耗散系數也越大。

3 結 論

新型矩管柱與H形鋼梁豎向外聯式節點取消了矩管柱內的隔板，減小了內隔板的焊接，方便了施工。并且該節點無需在矩管柱外增加環板，因而較為美觀，便于建筑外進行裝飾。針對新型矩管柱與H形鋼梁豎向外聯式節點，開展了往復加載試驗以確定該節點的抗震性能，并通過數值模擬的方式驗證了該新型節點具有良好的抗震性能。試驗及數值模擬結果表明：

(1) 該節點的承載力較普通節點有顯著地提高，同時在單調往復荷載作用下，良好的滯回能力，體現了較好的抗震性能。

(a) 不同柱壁厚

(b) 不同梁柱壁厚

(2) 通過數值模擬分析，可以看出該節點可以有效緩解梁柱節點應力集中的現象，同時，梁柱塑性鉸位置向梁跨中移動，保證了強柱弱梁、強節點弱構件的設計理念。

(3) 同時，梁翼緣和腹板的厚度對于節點的抗震性能有較大的影響，增加翼緣和腹板的厚度可以顯著提高節點的抗震性能。

[1] 李兆凡，石永久.改進型鋼結構梁柱節點非線性有限元分析[J].建筑結構，2002,32(9)：15-18.

LI Zhaofan,SHI Yongjiu. Nonlinear finite element analysis of beam column joint of improved steel structure [J]. Building Structure，2002,32(9)：15-18.

[2] POPOV E P, PINKEY R B. Cyclic yield reversal in steel building connection[J]. Journal of the Structural Division, American Society of Civil Engineers, 1969, 95(3):327-353.

[3] 宋振森. 剛性鋼框架梁柱節點在地震作用下的累積損傷破壞機理及抗震設計對策[D]. 西安：西安建筑科技大學，2001.

[4] 王新武. 鋼框架梁柱連接研究[D]. 武漢：武漢理工大學博士, 2003.

[5] 薛建陽，劉祖強，彭修寧，等.鋼結構異型節點受力性能及非線性有限元分析[J].西安建筑科技大學學報，2010，42(5)：609-613.

XUE Jianyang, LIU Zuqiang, PENG Xiuning, et al. Mechanical properties and non-linear finite element analysis of steel abnormal joints[J]. Journal Xi’an University of Arch & Tech(Natural Science Edition), 2010, 42(5):609-613.

[6] 賈金青，孫洪梅.一種新型牛腿的設計與應用[J].建筑結構，2002，32(3)：29-30.

JIA Jinqing, SUN Hongmei. A new type of bracket-bevelled bracket[J]. Building Structure,2002,32(3):29-30.

[7] 陸新征，葉列平，繆志偉，等.建筑抗震彈塑性力學分析[M].北京：中國建筑工業出版社，2011.

[8] 徐偉良，方壘，半剛性端板連接節點性能的非線性有限元分析[J].四川建筑科學研究， 2011，37(5)：4-7.

XU Weiliang, FANG Lei. Nonlinear finite element analysis for the behavior of semirigid end-plate connection[J]. Sichuan Building Science, 2011, 37(5):4-7.

[9] 鋼結構設計規范:GB 50017—2003[S].中國計劃出版社，2003.

[10] 張艷霞，葉吉健，趙微，等.自復位平面鋼框架推覆分析[J].地震研究，2014，37(3):477-484.

ZHANG Yanxia, YE Jijian, ZHAO Wei, et al. Pushover analysis of self-centering steel moment-resisting plane frame[J]. Journal of Seismological Research,2014,37(3):477-484.

[11] PLUMIER A. General report on local ductility [J]. Journal of Constructional Steel Research, 2000, 55(1): 91-107.

[12] KAWANO A, MATSUI C. New connections using vertical stiffeners between H-shaped beam and hollow or concrete-filled square tubular columns[C]//Composite Construction in Steel and Concrete Ⅲ: Proceedings of An Engineering Foundation Conference. Irsee, Germany, 2010: 9-14.

[13] 陳志華，苗紀奎，趙莉華,等. 方鋼管混凝土柱-H 鋼梁節點研究[J].建筑結構，2007,37(1):50-56.

CHEN Zhihua, MIAO Jikui,ZHAO Lihua, et al.Study on joint of concrete-filled rectangular tublar column and H-shaped steel beam[J]. Building Structure,2007,37(1):50-56.

[14] 苗紀奎，陳志華. 方鋼管混凝土柱與鋼梁的外肋環板節點抗震性能試驗研究[J].地震工程與工程振動，2007,27(2):85-90.

MIAO Jikui, CHEN Zhihua. Experimental study on seismic performance of vertical stiffener joints between concrete-filled square steel tubular column and steel beam[J]. Journal of the Earthquake Engineering and Engineering Dynamics, 2007, 27(2):85-90.

[15] 王來,王鐵成,鄧芃. 方鋼管混凝土框架內隔板節點抗震性能的試驗研究[J]. 地震工程與工程振動, 2005, 25(1): 76-80.

WANG Lai,WANG Tiecheng,DENG Peng.Experimental research on seism ic performances of joint reinforced with inner ring stiffener of concrete-filled square tubular frame [J]. Journal of the Earthquake Engineering and Engineering Dynamics,2005, 25(1): 76-80.

[16] 宗周紅,葛繼平, 楊強躍.反復荷載作用下方鋼管混凝土柱與鋼梁連接節點非線性有限元分析[J]. 建筑結構學報, 2006,27(2):75-81.

ZONG Zhouhong,GE Jiping,YANG Qiangyue.Nonlinear finite element analysis of the concrete filled square steel tubular column to steel beam connections under low-cycle reversed loading [J]. Journal of Building Structures, 2006,27(2):75-81.

[17] 李黎明，陳志華,李寧. 隔板貫通式梁柱節點抗震性能試驗研究[J].地震工程與工程振動，2007,27(1):46-53.

LI Liming,CHEN Zhihua,LI Ning.Experimental study on seism ic capability of diaphragm-through style beam-column joint [J]. Journal of the Earthquake Engineering and Engineering Dynamics,2007,27(1):46-53.

[18] KURAMOTO H, NISHIYAMA I. Seismic performance and stress transferring mechanism of through-column-type joints for composite reinforced concrete and steel frames[J]. Journal of Structural Engineering, 2004, 130(2): 352-360.

[19] NISHIYAMA I, FUJIMOTO T, FUKUMOTO T, et al. Inelastic force-deformation response of joint shear panels in beam-column moment connections to concrete-filled tubes[J]. Journal of Structural Engineering, 2004, 130(2): 244-252.