节点域对无横向加劲肋节点延性的影响

陈 雨，雷 敏

（同济大学 建筑工程系，上海 200092）

1994 美国Northridge地震和1995日本Kobe地震出现大量梁柱焊接节点破坏事故。为了寻求节点产生脆性破坏的原因和提出改进的节点设计方法，进行了大量的试验研究和理论分析。一般认为节点破坏的主要原因是梁上下翼缘对接焊缝采用韧性较低的焊缝金属、较差的焊接质量和没有去除梁下翼缘对接焊缝衬板从而形成一道人工的裂纹。虽然对节点的方法设计进行了改进，但是对改进的节点进行的试验研究表明，改进的节点设计方法是有效的但仍然不能满足特殊抗弯钢框架3%层间塑性转角的要求。美国Northridge地震发生后，El－Tawil（1998）等对节点域对节点延性的影响进行了有限元分析，分析结果表明虽然节点域的屈服可以有效地提高节点的延性，但是太大的节点域塑性变形较容易引起节点的脆性或延性断裂。因此，较强的节点域对节点的延性不利，但节点域也不能太弱，必须控制在一个平衡的范围。该结论是根据设置横向加劲肋的T形节点试件得出的，对于无横向加劲肋的节点，该结论未必成立。

关于梁柱焊接节点柱横向加劲肋设置的规范条文可以追溯到20世纪50年代末美国里海大学的试验研究，提出了节点必须设置连续板的条件，这些研究成果并被世界其他国家和地区所采纳。对于符合不设置横向加劲肋条件且没有设置柱横向加劲肋的节点，柱翼缘在梁上下翼缘拉压力作用下，将产生一定的局部弯曲，其工作性能类似于半刚接节点，通常展示较好的延性。因此，研究节点域刚度对无横向加劲肋的节点延性的影响，对于进一步提高节点的延性，具有重要的意义。

1 和本文有关的几个力学参数

延性断裂是结构钢在单调荷载作用下破坏的主要模式。细观力学认为钢材的延性断裂主要是由于金属中的微空洞引起的，金属材料在拉应力的作用下，引起微孔洞的形核和增长，最后微孔洞的结合形成宏观裂纹，材料发生破坏。Kanvinde和Chi等（2006）提出了预测结构钢延性断裂的VGI（Void Growth Index）模型和SMCS（the Stress Modified Critical Strain）模型。

由式（2）定义;dεp是增量形式的等效塑性应变。

当计算得到的VGI满足下式时，即认为材料发生破坏

在单调比例加载且变形较小的情况下，可以认为三轴比在加载过程中保持不变，且与等效塑性应变保持独立，可以得到SMCS模型

其中VGIcritical和a为材料韧性参数，通过带圆弧槽口的拉杆试验结合有限元分析确定。

虽然VGI模型和SMCS模型可以较准确地预测结构钢的延性断裂，但是应用该模型需要把有限元模型的单元尺寸设定为0.1 mm的量级，由于目前的计算机性能有限，应用该模型分析实际的大型结构构件仍然非常困难。

根据式（5），本文定义了断裂指数RI（Rupture Index）

可见，在一定的加载条件下，断裂指数越大的构件越接近延性断裂，在位移控制的单调荷载作用下所能够达到的最大位移越小，延性越差，因此可以应用断裂指数RI来评估结构或构件的相对延性。

本文应用断裂指数RI和等效塑性应变来评估具有不同焊接孔的节点在单调荷载作用下的延性。同时，本文应用纵向塑性应变时程曲线和累积塑性应变εaccumulatedp来评估节点在循环荷载作用下的延性，Kanvinde等认为累积塑性应变显著降低了材料的韧性参数。

2 Ricle节点试件T1简介

J.M.Ricles对6个T形单侧节点进行了低周反复加载试验，6个节点试件具有相同的梁柱截面和尺寸，仅节点的局部构造细节不同，所有节点试件均按照SAC推荐的标准加载等级进行加载，如图1所示。节点T1梁截面为W36×150，柱截面为W14×311，梁翼缘宽与柱翼缘厚之比为5.3，柱腹板和翼缘的厚度符合不设置连续板的要求。钢材材质为A572 Gr.50。节点试件T1的详细尺寸及加载装置如图2所示。柱腹板两侧设置25 mm厚的连续板，梁腹板通过剪切板与柱翼缘相连，剪切板尺寸为16×127×775 mm3，周边辅以角焊缝。

3 有限元模型的校核

节点试件T1的有限元模型如图3所示，有限元模型包括连续板、剪切板、焊接孔和梁上下翼缘对接焊缝。有限元模型材料属性采用实测的材料屈服强度，列于表1，钢材和焊材的弹性模量均取200 GPa，焊材的屈服强度近似取为480 MPa。采用双线性随动强化模型，Mises屈服准则。有限元模型采用与试验相同的加载等级，计算得到的梁端塑性转角－弯矩曲线如图4所示，图5为试验得到的梁端塑性转角－弯矩曲线。可见，计算得到的曲线与试验得到的曲线相近，证明了该有限元模型的可靠性。

表1 T1节点试件实测的材性指标Tab.1 Material properties of the test specimen T1

4 单调荷载作用下的参数分析

为了研究节点域刚度对无连续板节点延性的影响，本文利用Ricles节点试件T1，通过去掉柱横向加劲肋，同时设置补强板来获得具有不同节点域刚度的有限元模型进行参数分析。鉴于W14×311柱腹板厚度为36 mm，本文选取t=36表示节点域无补强板的有限元模型;以t=49表示节点域设置单侧1@13 mm补强板的有限元模型;以t=62表示节点域两侧设置2@13 mm补强板的有限元模型。

柱端施加5%总的层间位移角，进行单调荷载作用下的非线性分析，计算得到节点域厚度t=36，49，62的有限元模型梁受拉翼缘与对接焊缝界面处的等效塑性应变、三轴比和断裂指数RI沿梁宽的分布曲线分别如图6、图7和图8所示。虽然节点域较强的节点受拉翼缘最大等效塑性应变稍大于节点域较弱的节点，但较强的节点域可以适当降低对接焊缝处的三轴比（图7所示），节点域较强的节点和节点域较弱的节点在梁受拉翼缘与对接焊缝界面处的最大断裂指数差别很小。可以认为在单调荷载作用下，较强的节点域对无连续板的节点延性影响很小。梁受压翼缘与对接焊缝界面处的等效塑性应变沿梁宽的分布如图9所示，可见，较强的节点域可以适当降低梁受压翼缘中部的塑性应变。

5 循环荷载作用下的参数分析

有限元模型均采用美国SAC推荐的标准加载等级，加载位移直到5%的总层间位移角为止。计算得到的梁翼缘对接焊缝处累积塑性应变沿梁宽的分布如图10所示，最大纵向塑性应变时程曲线如图11所示。可见，较强的节点域（t=49，62）具有较小的累积塑性应变和纵向塑性应变幅，对节点的延性相对有利。

6 既有试验验证

Ricles等对六个具有不同局部构造的T形单侧节点进行了低周反复加载试验，所有试件均具有相同的梁柱截面和尺寸，但节点的一些局部构造细节不同。其中试件T5和T6均没有设置连续板，但节点域设置1@13 mm厚的单侧补强板，具有较强的节点域。其余T形节点试件均设置有连续板。所有试件均按照美国SAC推荐的标准加载等级进行加载，最后得到的各节点试件最大塑性转角如表2所示。可见，具有较强节点域且无连续板的试件T5和T6具有相当好的延性，其中试件T5和T6得到的最大塑性转角分别为5.4%rad和5.0%rad，从而证明了本文结论的正确性。

表2 J.M.Ricles节点试验结果Tab.2 Test results of the specimen ，performed by J.M.Ricles

7 结论

无连续板的节点梁端约束刚度较弱，柱翼缘在梁上下翼缘拉压力作用下可以产生一定的局部弯矩，这与设置连续板的节点有所不同。因此，不同的节点域刚度对于有无连续板的节点延性性能的影响可能不同。较强的节点域对无连续板的节点延性有利，这一结论和试验结果相符合。无连续板的节点可以通过设置补强板来提高节点域的刚度，从而可以显著提高节点的延性。本文的这一研究成果对于进一步提高普通梁柱焊接节点的延性具有潜在的重要意义。

［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.