? 考虑节点域加强的Q690GJ高强钢梁柱节点抗震性能试验研究* 考虑节点域加强的Q690GJ高强钢梁柱节点抗震性能试验研究*
徐明1陆建锋2李红兵1舒赣平1侯兆新3邱林波3
(1.东南大学混凝土及预应力混凝土结构教育部重点实验室,南京210096;
2.江苏省电力公司淮安供电公司,江苏淮安223002；3.中冶建筑研究总院有限公司，北京100088)
摘要：对4个梁端盖板加强-翼缘削弱型梁柱中节点试件进行低周反复荷载试验，主要研究节点域设置补强板和斜向加劲肋对高强钢节点的破坏模式、承载能力、转动能力、延性及耗能能力等的影响，并与ANSI/AISC341-05推荐方法的计算结果进行对比，试验中，普通试件的破坏形式为节点域出现剪切塑性铰，节点域加强试件在翼缘削弱处发生明显塑性变形；经分析节点域贴焊的等厚补强板参与工作的程度为54%，斜加劲肋则为38%，从节点承载力来看，两者的加强效果相当；由于加载条件所限，各试件的延性和耗能能力并未达到预期的指标，但试件贴焊斜加劲肋后，转角延性系数降低约67%，节点域等效阻尼系数降低约38%，表明节点域加强后其转动能力及耗能能力急剧下降；对于高强度钢材，ANSI/AISC341-05有关节点域抗剪承载力的计算规定偏于保守。
关键词：高强度钢材；梁柱节点域；破坏模式；抗震性能；抗剪承载力
高强度钢材钢结构具有强度高、刚度大、工业化程度高等优点。结构中采用高强度钢材能够减小构件的截面尺寸，减轻结构质量，降低地震作用，相应焊缝尺寸的减小也能改善钢结构的疲劳性能，但由于高强度钢材的屈强比变大、延性降低，结构的抗震性能必然呈现新的特征。
虽然多个国家和地区已经将高强度钢材纳入相应的材料标准，并且在部分钢结构设计标准(如美国的AISI/AISC360-10[1]和欧洲的Eurocode3[2])中有所体现，但相关条文只是简单套用普通强度钢结构的计算式，针对高强度钢材钢结构尚未形成完善的设计理论和计算方法，目前已成为研究热点[3]。
目前，世界各国越来越多的建筑和桥梁结构开始采用高强度钢材[3]，国内外就高强度钢材钢结构已进行不少研究。清华大学通过系统的理论分析、试验研究和数值计算，研究了高强钢结构的材料基本力学性能、构件截面残余应力分布、轴压构件整体稳定性能、轴压构件局部稳定性能、连接节点受力性能以及结构抗震性能[4]；孙飞飞等对Q690高强钢端板连接节点进行了试验研究，结果表明：Eurocode3中推荐的组件法有关普通钢端板节点受弯承载力的计算式对高强钢端板节点仍适用，但组件法对高强钢端板节点转动刚度及破坏模式的预测并不准确[5]；薛加烨对高强度钢材焊接H型和箱型截面轴心受压构件进行了整体稳定承载能力试验，结果表明GB50017—和Eurocode3的设计计算式偏于保守[6]；Coelho等对S690和S960钢材梁柱节点域的承载力和刚度进行试验研究，结果表明节点域采用高强度钢材后仍具有良好的延性和变形能力，且Eurocode3的相应条款对高强度钢材仍然适用[7]。
国内外有关普通钢材梁柱节点的抗震性能研究已有一些成果[8]，但对于高强度钢材梁柱节点的研究较少。本研究对采用高强度钢材的梁端盖板加强-翼缘削弱型节点试件进行低周反复荷载试验，探讨不同节点的破坏模式和耗能机制，分析节点域贴焊补强板及斜加劲肋对节点抗震性能的影响，为抗震设防区高强钢结构的工程设计提供依据。
1试验概况
1.1试件设计
本次试验选取钢框架梁柱反弯点之间的平面组合体，试件采用足尺模型，如图1所示。4个试件编
号为h1-460-1、h1-690-1～3，其中h1-690-2节点域设有补强板，h1-690-3节点域设有斜向加劲肋作为对比。试件梁端加盖板加强且在距柱面一定距离处对梁翼缘进行削弱，削弱参数的取值参考文献[9]。试件具体几何尺寸如图2及表1所示。
图1平面足尺模型立面
a—节点详图；b—1—1断面
图2试件几何尺寸及构造
根据中冶建筑研究总院提供的焊接工艺方案，Q690GJ节点试件采用富氩气体保护焊即(80%Ar+20%CO2)，Q460GJ节点试件采用CO2气体保护焊。梁、柱翼缘之间采用全熔透坡口对接焊缝连接，双侧剪切板与柱翼缘间采用焊脚高度为10mm的角焊缝连接，梁腹板与剪切板之间采用10.9级M24摩擦型高强螺栓连接，构件接触面处理采用喷砂丸。
表1节点试件基本参数mm
试件编号补强板或斜加劲肋bs×hs×ts梁端加强板lf×bf×t梁翼缘削弱参数a×b×c削弱半径r梁长Lb柱长Lch1-460-1—100×165×12100×200×2819317001900h1-690-1—100×165×12100×200×2819317001900h1-690-2256×600×12100×165×12100×200×2819317001900h1-690-370×345×12100×165×12100×200×2819317001900
注：试件中，梁的截面规格为290×140×12×12；柱的截面规格为320×165×12×12。
1.2材料性能
对构件试验所用Q460GJ、Q690GJ钢材进行单向拉伸试验研究，其主要力学性能参数如表2所示。
表2高强度钢材的单向拉伸力学性能
钢牌号弹性模量E/MPa屈服强度fy/MPa屈服应变εy/%抗拉强度fu/MPa极限应变εu/%Q460GJ2094920.23562112.370Q690GJ2117370.5548256.997
注：Q690GJ的屈服强度取拉伸应力-应变曲线上塑性应变为0.2%的应变对应的应力值。
1.3试验装置及加载制度
图5试件应变测点布置
试验加载装置如图3所示，竖向荷载由量程为3200kN的油压千斤顶施加至轴压比为0.2，梁端采用4个量程为500kN的油压千斤顶施加反对称荷载，以模拟地震中出现的低周往复荷载，且千斤顶用连通管两两相连以实现同时加压。为模拟柱端的铰支承，采用点焊有φ50钢棒的钢块夹紧柱端，柱端反力由圆钢棒传给反力架及钢基座。在钢梁三分点处设置侧向支撑以约束其面外位移，侧向支撑的形式如图4所示。
1—反力架；2—侧向支撑；3—L3荷载传感器；
4—500kN油压千斤顶；5—短柱；6—垫块；7—油压千斤顶。
图3试验装置及试件位移计布置
图4试件侧向支撑
试件采用单调递增循环方式加载，弹性阶段以荷载增量控制，将试件的预估屈服荷载分为6级，前4级以20%、后2级以10%的屈服荷载为增量递增，以观察试件临近屈服时的状态，每级荷载循环1次；出现屈服后荷载以位移增量控制，以预估屈服位移的50%为增量控制加载，每级位移幅值循环2次。
1.4测点布置与量测内容
梁端施加往复荷载值的量测：由布置在拉压千斤顶上方的L1—L4号荷载传感器测定，如图3所示。
梁端位移及节点域剪切变形等的量测：试件位移计D1—D12布置如图3所示。位移计D1、D2测量两侧梁端的位移；位移计D3、D4布置在柱翼缘表面，水平高度紧贴梁翼缘，用来量测节点域剪切变形，位移计D5、D6用来量测节点域内部柱腹板的剪切变形，位移计D8用来量测梁柱相对转动；位移计D7用来量测梁轴线处柱轴向位移，D9、D10监测支座平面内的刚体位移，计算实际的梁端变形时均应予以扣除；位移计D11、D12监测支座平面外位移。
节点域柱腹板、梁翼缘及梁腹板应变的量测：试件的应变测点布置如图5所示。根据节点域是否采取加强措施，应变片布置有所不同，其中三向应变片M1—M5用来量测节点域剪切应变，单向应变片S1—S12用来量测柱应变，S13—S28用来量测梁应变(对于节点域加强的试件为S13—S35)。
2试验结果分析
2.1试验现象和破坏模式
试件施加往复荷载时，均以西侧梁端向上为正。由于梁端加盖板加强，有效保护了梁端焊缝，加载后期焊缝处漆皮剥落较多，但对接焊缝仅轻微开裂。由于千斤顶加载时位移行程有限，所有的节点试验均在千斤顶作动缸伸出190mm后即停止加载，此时节点承载力尚未出现下降。
a—h1-460-1；b—h1-690-1；c—h1-690-2；d—h1-690-3。
图7试件梁端荷载-位移滞回曲线
对于节点域未加强的试件，以h1-690-1为例，加载至位移循环83mm时，节点域中心附近反复发生沿45°方向倾斜的面内剪切变形及剪切屈服现象，如图6a所示；加载至位移循环96mm时，节点域中心区域漆皮外鼓剥落严重，剪切屈服的范围由中心逐渐向四周扩散，如图6b所示。
a—h1-690-1节点域剪切变形；b—h1-690-1节点域
剪切屈服；c—h1-690-2节点试件扭转；d—h1-690-2
翼缘削弱处漆皮剥落；e—h1-690-3斜向加劲肋焊
缝根部开裂;f—h1-690-3节点域轻微剪切屈服。
图6试件试验现象
对于节点域贴焊补强板的试件h1-690-2，由于节点域有效厚度增加，未出现剪切屈服现象。加载至位移循环92mm时，节点出现了一定的扭转，如图6c所示；加载至位移循环115mm时，加强板末端靠近翼缘削弱处漆皮掉落严重，如图6d所示。
对于节点域贴焊斜向加劲肋的试件h1-690-3，加载至位移循环106mm时，与h1-690-2类似，盖板末端翼缘削弱处漆皮掉落严重，此外斜向加劲肋焊缝根部热影响区发生开裂，节点域板件在2个区格内也有轻微的剪切屈服趋势，如图6e、图6f所示。
2.2节点的荷载-位移滞回曲线
当扣除柱轴向压缩引起的位移(由位移计D7测得)以及刚体转动引起的位移(由位移计D9、D10测得)后，由构件变形引起的真实梁端位移主要由梁弯曲变形、柱弯曲变形以及节点域剪切变形引起的梁端位移组成。如图3所示，节点域剪切变形由交叉位移计D5、D6测得[10]，其计算式为：
(1)
式中：lh、lv分别为加载前交叉位移计两固定点的水平和竖向距离；Δ5、Δ6分别为位移计D5、D6读数。
考虑柱端约束的影响，将梁端虚位移扣除后，试件的梁端荷载-位移滞回曲线如图7所示。试验时将固定交叉位移计的固定钢筋点焊在横向加劲肋上，由此所得剪切变形较为准确，但由于绑扎不牢，试件h1-460-1、h1-690-2的交叉位移计在加载过程中出现滑动，故未得到准确的位移相对变化值。试件节点的节点域剪力-剪切变形曲线如图8所示。
a—h1-690-1;b—h1-690-3。
图8试件节点域剪力-剪切变形滞回曲线
本文梁端盖板加强-翼缘削弱型试件在整个加
载过程中梁端焊缝未发生破坏，其滞回性能优于普通栓焊节点，试验所得滞回曲线均呈饱满的梭形。
2.3节点承载性能分析
表3列出了节点试验的主要结果。根据荷载-位移滞回曲线的骨架曲线采用Park法[11]来确定试件的屈服荷载、屈服位移等，如图9所示。由于全焊接节点和栓焊混接节点的节点转角主要来源于节点域的剪切变形，由文献[10]理论公式推导可知：采用交叉位移计法测量节点域的剪切变形的准确度最高，本文即侧重于该法确定节点的转角。从表3中可知：
1)所有节点试件根据Park法所得屈服荷载均比理论分析与有限元试算的预估值大，以正向加载为例，屈服荷载约提高6.1%～28%。
2)节点域加强试件h1-690-2及h1-690-3的极限承载力较为接近，分别比h1-690-1提高29.8%、23.3%；但h1-690-3的节点极限转角仅为0.012rad，远小于h1-690-1的极限转角0.033rad，可见节点域经加强后转动变形能力降低较多。
表3试件低周反复试验结果
试件编号荷载方向名义屈服荷载/kN屈服位移/mm预估值Park法预估值Park法屈服转角/10-3rad极限荷载/kN极限位移/mm极限转角/10-3radh1-460-1正106.56134.1316.16927.296181.2560.737h1-460-1负103.13139.2616.32729.550183.9153.922h1-690-1正172.50183.0525.44932.4337.017246.0970.80033.157h1-690-1负166.72206.5029.74642.1459.860249.2265.73630.276h1-690-2正215.47275.7732.56647.227319.5377.855h1-690-2负213.75284.8232.44947.126315.6365.085h1-690-3正215.16253.4834.86646.5288.207303.4469.50512.585h1-690-3负222.81246.1835.12442.4968.066285.1669.91412.130
注：表中极限值为试验中最终加载循环所得极限值，并非真实的极限值。
图9屈服点的确定方法
3试验与理论分析对比
试件在反对称荷载下节点域的受力如图10所示，当两侧梁截面高度相等时，节点域剪力为：
图10节点域受力
(2)
式中：Mb1、Mb2分别为节点域两侧的梁端弯矩；Vc1、Vc2分别为上、下柱端剪力；hb为梁截面高度；tbf为梁翼缘厚度。
根据vonMises准则，当轴压比为n时，参考文献[12]，节点域剪切屈服承载力的计算式为：
(3)
式中：fyv为钢材的剪切屈服强度；hc为柱截面高度；tcw为节点域柱腹板的厚度；tcf为柱翼缘厚度。
剪切屈服角及剪切弹性刚度为：
(4a)
(4b)
式中：G为钢材的剪切模量。
考虑柱翼缘部分对节点域剪切承载力的贡献，ANSI/AISC341-05[13]规定节点域抗剪承载力的计算式为：
(5)
式中：fy为钢材的屈服强度；hb为梁截面高度；bcf为柱翼缘的宽度。
表4给出了节点域承载力试验值与理论值的比较结果，其中Vy是按式(3)计算所得节点域剪切屈服承载力，Vu是按式(5)计算所得节点域剪切极限承载力，Vy,t、Vu,t分别是按式(3)、式(5)计算的节点域剪力在试验中达到的屈服值和极限值。试件h1-690-2节点域未发生破坏，故Vu,t未列出，但根据节点域所测应变可知，加载至2倍预估屈服位移时，节点域开始发生屈服，此时可得到Vy,t；试件h1-690-3由于计算理论尚不成熟，未列出具体数值。从表4中可知：
1)比较试件h1-460-1与h1-690-1节点域剪切屈服承载力、极限承载力的理论值和试验值可知：用式(3)计算节点域的剪切屈服承载力较为准确，而用式(5)计算节点域的抗剪承载力则过于保守，这与文献[14]中普通钢节点试件所得结果有所不同。
2)比较试件h1-690-2节点域剪切屈服承载力的试验值与理论值可知：节点域围焊的补强板基本能够与柱腹板保持共同工作。
表4节点域承载力试验值与理论值的比较
试件编号Vy/kNVy,t/kNVy,tVyVu/kNVu,t/kNVu,tVuh1-460-1 991.03 1014.791.021162.001726.081.48h1-690-11520.961642.751.081779.772343.601.32h1-690-23041.912824.200.933452.48——
4节点抗震性能分析
4.1延性
节点的延性一般用延性系数来衡量，本文定义位移延性系数μΔ=Δu/Δy及转角延性系数μα=αu/αy来衡量节点的塑性变形能力，同时定义节点承载力储备系数Cr=Pu/Py来表征节点屈服后承载力继续增加的能力。表5列出了各试件的延性系数及节点承载力储备，可以看出：
表5试件延性系数及承载力储备
试件编号荷载方向位移延性系数μΔ转角延性系数μα节点承载力储备Crh1-460-1正2.2251.351h1-460-1负1.8251.321h1-690-1正2.1834.7251.344h1-690-1负1.5603.0711.207h1-690-2正1.6491.159h1-690-2负1.3811.108h1-690-3正1.4941.5331.197h1-690-3负1.6451.5041.158
1)限于加载条件，所有节点的位移延性系数μΔ均小于3，转角延性系数稍大，但未达到梁柱节点预期的延性指标[15]；以正向加载为例，试件的承载力储备为15.9%～35.1%，与普通钢节点相比有所下降。
2)比较试件h1-690-2与h1-690-3，其延性系数及承载力储备均较为接近，表明节点域设置补强板和斜加劲肋进行加强的效果相当；与h1-690-1相比，试件h1-690-3的转角延性系数降低约67%，说明节点域加强后转动变形能力急剧降低。
4.2刚度
本文试件弹性刚度试验值与理论值的比较结果如表6所示，其中Ke为试件的弹性刚度理论值，Ke,t为试验所得梁端荷载-位移骨架曲线原点与Pu/3对应点连线的割线刚度；Ke,pz为按式(4)计算所得节点域弹性刚度理论值，Ke,pz,t为试验所得节点域剪力-剪切变形骨架曲线原点与Vu,t/3对应点连线的割线刚度。参考文献[16]，试件弹性刚度理论值的计算如下：
(6a)
(6c)
(6d)
式中：Δb、Δc、Δs分别为梁弯曲变形、柱弯曲变形及节点域剪切变形引起的梁端位移；l、h分别为梁、柱反弯点之间的距离；hb、hc分别为梁柱截面高度；Ib、Ic分别为梁柱截面惯性矩；tw为节点域厚度；E、G分别为钢材的弹性模量、剪切模量；F为梁端荷载；γ为节点域剪切变形。
表6试件弹性刚度试验值与理论值的比较
试件编号荷载方向Ke/(kN·mm-1)Ke,t/(kN·mm-1)Ke,t/KeKe,pz/(kN·rad-1)Ke,pz,t/(kN·rad-1)Ke,pz,tKe,pzh1-460-1正6.560(6.276)6.3030.9612.928(2.910)h1-460-1负6.560(6.276)6.4730.9872.928(2.910)h1-690-1正6.560(6.275)7.5471.1502.928(2.909)3.381×1051.155h1-690-1负6.560(6.275)6.2470.9522.928(2.909)2.712×1050.926h1-690-2正7.398(6.882)6.9470.8885.857(4.502)h1-690-2负7.398(6.882)6.9400.8875.857(4.502)h1-690-3正7.204(6.696)6.6171.0092.928(4.055)3.032×1051.036h1-690-3负7.204(6.696)6.9661.0622.928(4.055)3.110×1051.062
注：表中括号内数值为有限元分析所得弹性刚度值。
由
，可得试件弹性刚度为:
(7)
从表6可知：
1)所有弹性刚度试验值、理论值及有限元值基本吻合。试件h1-690-1因受柱端约束横梁虚位移的影响，两个方向的试验刚度值差别较大，正向荷载作用的Ke,t、Ke,pz,t均比理论值高约15%，负向荷载作用则低约5%。
2)比较节点域弹性刚度的有限元值与理论值，推算可得试件h1-690-2节点域的等效厚度为18.5mm，贴焊等厚补强板参与工作的程度为54%，试件h1-690-3节点域的等效厚度为16.6mm，斜向加劲肋参与工作的程度为38%。
3)由于节点域剪切变形是由交叉位移计测量值换算得到，由此所得Ke,pz,t有一定的离散性，故试件h1-690-3的节点域弹性刚度试验值仅与h1-690-1相当，与有限元分析所得刚度值差别较大。
4)比较试件的弹性刚度有限元值，由于本文节点试件节点域剪切变形引起的位移在梁端变形中的比重仅为33%，故试件h1-690-2及h1-690-3的Ke仅分别比h1-690-1提高10%及7%，节点域设置补强板及斜加劲肋对试件整体的弹性刚度影响较小。
4.3耗能能力
JGJ101—96《建筑抗震试验方法规程》[17]规定：试件荷载-位移滞回曲线所包围的面积可用来衡量其耗能能力。通常用等效黏滞阻尼比的大小来表征结构耗能能力的强弱，如图11所示，可按式(8)计算。节点试件的耗能指标如表7所示，其中he是由梁端荷载-位移曲线达到极限位移的滞回环计算所得试件等效黏滞阻尼比，he,pz是由节点域剪力-剪切变形曲线达到极限剪切角的滞回环计算所得节点域等效黏滞阻尼比。从表7中可知：
(8)
图11等效黏滞阻尼比计算示意
表7试件耗能指标
试件编号荷载-位移滞回包络线面积/(kN·mm)节点域剪力-剪切变形滞回包络线面积/(kN·rad)试件等效黏滞阻尼比he节点域等效黏滞阻尼比he,pzh1-460-114573.420.242h1-690-122435.54156.180.2340.380h1-690-228930.030.213h1-690-324648.4550.470.1950.237
1)所有节点在往复荷载作用下的滞回性能良好，但由于加载条件所限，试件的耗能并未达到预期的效果，试件等效黏滞阻尼比仅达0.2～0.25。
2)比较试件的节点域等效黏滞阻尼比，设置斜加劲肋的试件h1-690-3比h1-690-1低约38%，表明节点域经加强后其耗能能力下降较多。
5结束语
1)Q690GJ高强度钢材梁端盖板加强-翼缘削弱型节点由于有效保护了梁端焊缝，其滞回性能优于高强钢普通栓焊节点，试验所得滞回曲线均呈饱满的梭形。
2)试件节点域贴焊补强板和斜加劲肋后，节点极限承载力较为接近，可见加强效果相当，但极限转角及节点域等效阻尼比降低较多，表明节点域经加强后转动变形能力和耗能能力急剧下降。
3)限于加载条件，试验所得滞回曲线并未出现下降段，但结合有限元分析结果，试件的位移延性系数均小于3，表明与普通钢节点相比，高强钢节点的延性有所下降。
4)比较试件节点域弹性刚度的有限元值与理论值可知：节点域贴焊的等厚补强板参与工作的程度为54%，等厚斜加劲肋参与工作的程度为38%。
5)对于节点域发生剪切破坏的试件，比较其剪切极限承载力的试验值与理论值可知：ANSI/AISC341-05有关节点域抗剪承载力的计算规定对高强度钢材偏于保守。
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EXPERIMENTALRESEARCHONTHEASEISMICBEHAVIOROFQ690GJHIGHSTRENGTHSTEELBEAM-TO-COLUMNCONNECTIONSCONSIDERINGREINFORCEDPANELZONE
XuMing1LuJianfeng2LiHongbing1ShuGanping1HouZhaoxin3QinLinbo3
(1.KeyLabofReinforcementConcrete&PrestressedConcreteStructuresofMinistryofEducation,SoutheastUniversity, Nanjing210096,China;2.HuaianPowerSupplyCompanyofJiangsuElectricPowerCompany,Huaian223002,China; 3.CentralResearchInstituteofBuildingandConstructionCo.Ltd,MCCGroup,Beijing100088,China)
ABSTRACT：Experimentsonfourinteriorbeam-to-columnconnectionswithbothstrengthenedcoverplateandreducedbeamsectionunderlow-frequencycyclicloadingwereconducted.Thisresearchfocusedonevaluatingtheinfluenceofpanelzonestiffeningplatesanddiagonalstiffenersonthefailuremode,bearingcapacity,rotationalcapacity,ductilityandenergydissipationcapacityofthehighstrengthsteelconnections,meanwhile,comparingthetestresultswiththecalculationsonthebasisoftherecommendedofANSI/AISC341-05.Theresultsindicatedthatshearplastichingeoccuredinthepanelzoneforunreinforcedconnections,whileobviousplasticdeformationoccuredinthereducedbeamsectionforconnectionswithreinforcedpanelzone.Theconclusioncouldbedrawnthattheparticipationratioofequal-thicknessstiffeningplateswas54%andtheparticipationratioofdiagonalstiffenerswas38%,andbothreinforcingeffectswerefairlysimilarintermsofbearingcapacity.Duetothelimitationsoftheloadingconditions,ductilityandenergydissipationcapacityofallspecimensdidnotachievetheanticipatedindexes.Therotationductilitycoefficientoftheconnectionswithpanelzonediagonalstiffenerdecreasedbyabout67%whiletheequivalentdampingcoefficientofthatpanelzonedecreasedbyabout38%,whichcertifiedthatrotationalcapacityandenergydissipationcapacityofthepanelzonedeclinedabruptlyafterstrengthened.Furthermore,thespecificationaboutshearcapacityinpanelzoneofhighstrengthsteelinANSI/AISC341-05wascomparativelyconservative.
KEYWORDS：highstrengthsteel;beam-to-columnpanelzone;failuremode;aseismicperformance;shearbearingcapacity
DOI:10.13206/j.gjg03002
收稿日期：-10-20
*“十二五”国家科技支撑计划课题(BAJ13B01)。
第一作者：徐明，男，1972年出生，博士，研究员级高级工程师，硕士生导师。
Email:xuming@
