钢结构凭借强度高、自重轻、工业化程度高等诸多优势, 在建筑行业占据着重要的地位^[1,2]。钢结构连接节点是保证梁与柱协同工作、形成整体结构的关键部件, 它的力学性能将直接影响整体结构的刚度、稳定性和承载能力^[3]。为使钢结构连接节点具有良好的抗震性能, 自1994年美国北岭地震以来, 国内外研究学者先后研发了多种不同构造形式的钢节点^{[4,5,6,7,8,9]}。

　　 目前钢结构的梁柱节点大多采用栓焊混合连接方式, 相较于采用螺栓连接方式的钢节点, 栓焊混合连接节点安装效率较低, 且施工质量不易控制。针对上述栓焊连接钢节点的不足, 本文提出了一种采用螺栓连接的新型法兰盘外环板式钢节点, 设计制作了3个不同构造形式的试件并对其进行了抗震性能试验研究。新型法兰盘外环板式钢节点承载能力强、安装效率高, 在施工现场不需要进行焊接作业。

　　 如图1所示, 新型法兰盘外环板式钢节点由带加强环板上、下柱、带法兰盘柱座、矩形搭板、顶底角钢、梁组成, 其中加强环板与柱、柱座与法兰盘、梁与顶底角钢在工厂预先完成焊接。新型法兰盘外环板式钢节点在施工现场采用高强螺栓连接成为一个整体:柱之间通过柱端加强环板和柱座端部法兰盘采用高强螺栓拼接;柱与梁翼缘之间通过加强环板与梁翼缘螺栓拼接;柱座与梁腹板处通过顶底角钢与柱座螺栓拼接。新型法兰盘外环板式钢节点的组成部件均可在工厂统一加工生产, 在现场采用螺栓连接, 有利于提高钢结构现场安装效率。

　　 共设计制作了3个不同构造形式的试件, 分别记为SJ-1, SJ-2, SJ-3, 轴压比均为0.3。试验探究了梁柱连接处顶底角钢的设置以及不同柱的构造形式对节点性能的影响, 试件基本参数如表1所示。试件采用的梁、柱尺寸均根据实际工程取值, 外加强环板依据《钢管混凝土结构技术规程》 (DBJ 13-51—2003) ^[10]进行设计。

　　 试件采用Q235钢制作, 方钢管柱截面为□300×300×8, 试件SJ-1和SJ-2上、下段柱长度均为1 500mm, SJ-3柱长度为3 248mm, H型钢梁截面为HN248×124×5×8, 梁长1 600mm (梁两端对称) , 顶底角钢截面为L150×50×50×4, 矩形搭板尺寸为232×58×8;节点拼接螺栓采用10.9级高强螺栓, 其预紧力根据《钢结构高强度螺栓连接技术规程》 (JGJ 82—2011) ^[11]确定, 其中顶底角钢与柱座采用M16摩擦型高强螺栓连接, 其他拼接处采用M20摩擦型高强螺栓连接, 试件部件详图如图2、图3所示, 其中外加强环板厚度为16mm, 法兰盘厚度为8mm。

　　 试验在昆明理工大学呈贡校区云南省工程抗震研究所完成。如图4所示, 为了模拟节点在地震作用下的真实受力状况, 将试验试件放置于加载架中进行加载。加载架四个连接处为铰接连接, 试件与加载架及地面间的连接均为铰接。作动头与加载架连接, 在作动头的水平作用下加载架产生平面内变形, 从而对试验试件进行加载。

　　 图4 试验加载装置

　　 如表3所示, 试验加载采用位移控制方式加载, 共进行了22级加载, 加载速率为0.2mm/s, 在每级位移加载下循环三圈。当出现以下情况时停止加载:1) 构件破坏严重, 无法继续加载;2) 试件承载力下降至极限承载力的85%以下。

　　 在加载初期, 3个试件的荷载和位移基本成线性关系, 且均未出现明显塑性变形或裂缝, 以下描述为3个试件具体试验现象。

　　 试件SJ-1:加载位移达到80mm时, 与外加强环板连接处梁翼缘产生塑性变形。加载至112mm时, 试件右上、左下 (图5 (b) ) 外加强环板变截面处沿其截面切割处出现细微裂缝。加载至160mm时, 带加强环板下柱远离柱底一端产生轻微鼓曲变形。加载至208mm时, 右上侧外加强环板裂缝扩展至与法兰盘连接的螺栓孔处。加载至224mm时, 右上侧外加强环板的裂缝扩展至上柱与环板焊缝处。加载至240mm时, 试件承载力开始下降。加载至272mm时, 顶底角钢转角处被拉断 (图5 (a) ) , 梁端塑性变形进一步发展。加载至304mm时, 右上侧外加强环板沿其变截面处经由螺栓孔最终至柱壁焊缝处产生较大裂缝 (图5 (b) ) , 左下环板外侧裂缝发展明显, 沿焊缝向外扩展, 左上、右下环板均未出现明显裂缝, 这是由于右上、左下环板加工时的初始缺陷造成的;梁端塑性变形较大 (图5 (c) ) , 且梁翼缘由螺栓孔处被撕裂 (图5 (d) ) ;因试件破坏严重而停止加载, 此时试件承载力下降至极限承载力的88.4%。试件SJ-1的最终破坏模式为:1) 右上外加强环板自变截面处沿其与法兰盘连接的螺栓孔最终至柱壁焊缝处形成贯通裂缝;2) 右上外加强环板与上柱的焊缝连接处发生破坏。出现这种破坏的原因主要是由于外加强环板变截面处为薄弱部位, 在加载过程中存在应力集中现象。

　　 试件SJ-2:加载位移达到96mm时, 与外加强环板连接处梁翼缘产生塑性变形。加载至112mm时, 左上外加强环板变截面处出现轻微细裂缝。加载至160mm时, 下柱远离柱底一端出现轻微鼓曲变形。加载至224mm时, 试件承载力开始下降, 左上外加强环板裂缝进一步向螺栓孔扩展。加载至272mm时, 下柱端骤然鼓曲 (图6 (a) ) , 柱壁与环板间的焊缝出现细微裂缝 (图6 (b) ) , 梁端出现较大塑性变形 (图6 (c) ) , 左上环板裂缝扩展至螺栓孔处 (图6 (d) ) ;整个构件破坏现象较为明显, 故停止加载, 此时试件承载力下降至极限承载力的89.2%。试件SJ-2最终破坏模式为下柱端突然鼓曲破坏, 且梁端塑性铰先于柱塑性铰出现, 满足“强柱弱梁、强节点弱构件”的破坏模式。试件SJ-2与SJ-1破坏模式不同, 这是由于试件SJ-1节点处的顶底角钢增强了节点域的刚度, 从而外加强环板变截面处受力较大, 先于柱发生破坏。

　　 图6 试件SJ-2破坏照片

　　 试件SJ-3:加载位移至96mm时, 与外加强环板连接处梁翼缘产生塑性变形。加载至160mm时, 上、下外加强环板均沿其变截面处出现细微裂缝, 下柱出现轻微鼓曲变形。加载至208mm时, 试件承载力开始下降, 左上、右下外加强环板与柱之间的焊缝沿其初始缺陷出现细微裂缝。加载至224mm时, 上、下外加强环板的裂缝均扩展至与法兰盘连接的螺栓孔位置处。加载至256mm时, 下柱端部鼓曲有轻微发展, 且梁端塑性变形较小;左上、右下外加强环板沿其变截面处经由螺栓孔最终至柱壁焊缝处产生较大裂缝, 并将环板与柱的焊缝拉裂, 由焊缝带出部分柱壁母材 (图7 (a) , (b) ) ;左下外加强环板处裂缝扩展至环板与柱焊缝连接处, 但柱与外加强环板间的焊缝未发生破坏 (图7 (c) ) ;下柱端部鼓曲变形较小 (图7 (d) ) , 此时构件的承载力下降至极限承载力的79.3%。试件SJ-3最终破坏模式为:1) 左上、右下外加强环板自变截面处沿其与法兰盘连接的螺栓孔最终至柱壁焊缝处形成贯通裂缝破坏;2) 左上、右下外加强环板与上柱焊缝连接处发生破坏。试件SJ-3最终破坏模式与试件SJ-1相似, 这是因为贯通式柱节点域刚度较大, 因此外加强环板变截面处受力同样较大。

　　 3个试件的荷载-位移滞回曲线如图8所示。可以看出, 所有试件的滞回曲线均存在一定程度的捏缩现象, 这是由于试件在试验过程中的滑移造成的^[7]。试件SJ-1滞回曲线相较于试件SJ-2较为饱满, 说明在梁柱连接处设置顶底角钢能够增强梁柱节点域的刚度, 使梁柱节点处的弯矩更好地传递至梁端, 提高节点耗能能力。试件SJ-2在加载位移为272mm时出现了突然捏缩现象, 这是由于其下柱柱端的骤然鼓曲造成的。试件SJ-3滞回曲线较试件SJ-2较为饱满, 说明贯通式柱相较于三段式柱可提高节点域整体性, 增强节点的耗能能力。

　　 图8 试件荷载-位移滞回曲线

　　 试件骨架曲线如图9所示。可以看出, 试件的骨架曲线总体呈现S形, 即试件在往复荷载作用下, 经历了弹性、屈服、塑性变形、极限破坏的过程。且试件正、负加载段的骨架曲线并不完全对称, 说明在加载过程中试件存在一定的累积损伤。试件极限承载力从大到小依次排列为:试件SJ-1>试件SJ-3>试件SJ-2, 且试件SJ-3的承载力下降速度要高于试件SJ-2。表明:1) 在梁柱连接处增设顶底角钢连接件能够提高节点整体承载力;2) 贯通式柱相较于三段式柱承载力较大, 但其承载力下降较快, 破坏过程相对较为突然, 这是由于三段式柱节点连接处的高强螺栓在加载过程中会产生细微滑移, 因此其承载力下降较慢。

　　 图9 骨架曲线

　　 在反复荷载试验中, 可取节点的割线刚度变化进而评价结构的累积损伤。3个试件的割线刚度随位移的变化曲线如图10所示, 其中横坐标为加载位移, 纵坐标为根据式 (1) 计算得到的割线刚度^[12]。

　　 ${\rm K}{}_i=\frac{\left|-F{}_i\right|+\left|+F{}_i\right|}{\left|-\delta {}_i\right|+\left|+\delta {}_i\right|}(1)$

　　 式中:F_i为第i级循环荷载峰值;δ_i为F_i对应位移。

　　 由图10可知, 随着加载位移的增大, 试件刚度均存在较明显的退化现象。试件初始刚度从大到小依次排列为:试件SJ-1>试件SJ-3>试件SJ-2, 且试件SJ-1刚度退化率最小, 试件SJ-3刚度退化率最大, 表明三段式柱构造较贯通式柱构造能够使节点具有更为稳定的刚度退化性能。

　　 本文采用位移延性系数μ表征试件延性性能, μ值越大则表明试件延性性能越好。依据《建筑抗震试验方法规程》 (JGJ/T 101—2015) ^[12]规定, 试件的位移延性系数μ为试件极限位移与屈服位移之比:

　　 $\mu =\frac{\Delta {}_{\text{u}}}{\Delta {}_{\text{y}}}(2)$

　　 式中:Δ_u为试件极限位移;Δ_y为试件屈服位移。

　　 耗能能力是地震作用下由于结构构件的变形而吸收耗散能量的能力^[13]。本文采用等效黏滞阻尼系数ζ_eq评价试件耗能性能, ζ_eq越大则试件耗能能力越强。等效黏滞阻尼系数ζ_eq由式 (3) 计算得到:

　　 $\zeta {}_{\text{e}\text{q}}=\frac{1}{2\text{π}}\cdot \frac{S{}_{(\begin{array}{l}⌒\\ \text{A}\text{B}\text{C}\end{array}+\begin{array}{l}⌒\\ \text{C}\text{D}\text{A}\end{array})}}{S{}_{(\text{Δ}\text{Ο}\text{B}\text{E}+\text{Δ}\text{Ο}\text{D}\text{F})}}(3)$

　　 式中:$S{}_{(\begin{array}{l}⌒\\ \text{A}\text{B}\text{C}\end{array}+\begin{array}{l}⌒\\ \text{C}\text{D}\text{A}\end{array})}$为图11中滞回曲线所围的面积;S _{(ΔOBE+ΔODF)} 为图11中三角形ΔOBE与ΔODF面积之和。

　　 图11 等效黏滞阻尼系数ζ_eq计算简图

　　 各试件的屈服位移、极限位移、位移延性系数和等效黏滞阻尼系数如表4所示。由于试件SJ-1和SJ-2均为采用螺栓连接的三段式柱子, 在加载过程中节点螺栓处发生滑移较早, 因此其屈服位移较小且位移延性系数较大。由表4可知, 试件SJ-1的延性性能和耗能能力均为最强, 表明在梁、柱连接处设置顶底角钢的三段式柱构造形式的节点拥有较好的延性性能和耗能能力。

　　 本文提出了一种采用螺栓连接的新型法兰盘外环板式钢节点, 设计制作了3个不同构造形式的试件并对其进行了抗震性能试验, 分析了在梁柱连接处设置顶底角钢、贯通式柱子对节点性能的影响。结论如下:

　　 (1) 在梁柱连接处设置顶底角钢连接件可增强梁柱节点域刚度, 从而提高节点的耗能能力、延性性能、承载力和初始刚度, 并减缓节点的刚度退化;但同时也增大了外加强环板变截面处的应力集中, 出现节点连接处先于柱破坏的现象。

　　 (2) 对于未设置顶底角钢的三段式柱节点试件, 其破坏符合“强柱弱梁、强节点弱构件”的破坏模式, 即梁端塑性铰先于柱端塑性铰出现, 且构件破坏先于节点域破坏。但该试件的承载力和耗能能力较弱。

　　 (3) 贯通式柱相较于三段式柱可提高节点域整体性, 增强其承载力和初始刚度, 但随着加载位移的增大, 其承载力和刚度迅速下降, 且节点延性性能较差, 同时也会使外加强环板先于柱发生破坏。