高强钢外伸式端板节点性能试验与有限元分析

强旭红 武念铎 罗永峰 刘晓 姜旭

摘 要：为了解高强钢端板连接节点的受力性能和失效机理，对Q690和Q960高强钢端板连接节点进行足尺模型试验研究和有限元模拟分析，并将试验结果与采用欧洲规范EC3的计算结果、有限元分析结果进行对比.研究结果表明：节点的失效模式为端板破坏和螺栓断裂；高强钢端板连接节点具有良好的转动能力；EC3中用于普通钢端板连接节点承载能力计算和失效模式预测的组件法可直接用于高强钢端板连接节点，但转动刚度的计算公式并不适用，且EC3关于保障节点转动能力的相关要求对高强钢端板连接节点偏于保守.本文建立的有限元模型可准确模拟该端板连接节点的弯矩-转角关系和失效模式.

关键词：高强钢；外伸式端板连接节点；试验研究；有限元分析

中图分类号：TU392 文献标志码：A

文章编号：1674—2974（2018）07—0001—09

Abstract： In order to reveal more information and understand the behavior and failure mechanisms of high strength steel endplate connections， a full-scale experimental and numerical study is carried out and presented in this paper. Moreover， their experimental behaviors are compared to the numerical results and relative provisions of Eurocode 3. The test results show that the failure mode of high strength steel end plate connections is bolt failure with flange yielding， and the rotation capacity of high strength steel beam-to-column end plate connections is sufficient. Furthermore， the component-based method of Eurocode 3 based on mild steel connections is used to calculate the plastic resistance and to predict the failure mode of high strength steel end plate connections， but it is not suitable to predict their stiffness. Meanwhile， the suggestions on rotation capacity of connections proposed in Eurocode 3 are too conservative for high strength steel end plate connections. The validation of this numerical modelling against all representative experimental results is further verified on moment-rotation relationship and failure mode， which shows good agreements.

Key words： high strength steel；extended endplate connection；experimental study；finite element analysis（FEA）

高強钢结构在受力性能、建筑使用功能、社会经济及环保效益等方面具有显著优势，在国内外得到广泛应用[1].与此同时，近年来国家大力提倡发展建筑工业化.可高度工厂化制作的预制装配式钢结构体系具有抗震性能好、施工速度快、节能环保等特点，是最适合工业化建造的结构体系之一.梁柱端板连接节点可先在工厂将端板焊接在钢梁上，以保证焊接质量；然后在施工现场采用螺栓将焊有端板的梁连接到柱翼缘上，施工方便快捷，因此，是预制装配式钢结构广泛采用的连接方式之一[2-3].

然而，国内外现行规范和现有研究的不足制约了高强钢端板连接节点的应用.我国现行标准《钢结构设计规范》（GB 50017—2003）[4]只适用于Q420及以下等级钢材，EN 1993-1-8[5]在原有普通钢材钢结构设计规范中增加补充条款EN 1993-1-12[6]，将规范适用范围推广至S460～S700钢，但该规范仅将高强度结构钢材引入设计规范，而设计计算方法仍简单套用普通钢的方法，并明确指出目前缺乏高强钢的相关试验和研究依据.

乐毓敏[7]对Q690高强钢T型连接组件进行单调拉伸试验，将试验的最大变形值与Jaspart模型和Faella模型预测值进行对比.Coelho等[8-10]对仅端板采用高强钢的齐平式和外伸式端板连接节点的试验研究表明，EC3[5]基于普通钢提出的计算方法能够较为准确地预测高强钢端板连接节点的承载力，但高估了节点的初始转动刚度，对转动能力的预测也较为保守；孙飞飞等[11]对普通钢、仅端板采用高强钢Q690及端板和柱均采用高强钢Q690的齐平式端板连接节点进行试验研究，得到与Coelho类似的结论，研究亦表明采用高强钢柱会削弱节点的转动能力.Qiang等[12-15]对普通钢和仅端板采用高强钢的齐平式端板连接节点的常温、火灾下及火灾后力学性能进行了试验研究和有限元分析，并提出采用薄高强钢端板替代厚普通钢端板的设计理念，但尚未给出具体的设计方法.综上，现阶段针对仅端板采用高强钢的端板连接节点的研究较多，文献[11]对端板和柱均采用高强钢的齐平式端板连接节点进行研究，但未有学者对端板、梁及柱均采用高强钢的外伸式端板连接节点进行研究，而外伸式端板连接节点和齐平式端板连接节点的力学性能、失效模式及设计方法不同[16].

为此，本文针对Q690和Q960高强钢端板连接节点（端板、梁和柱均采用高强钢）进行足尺试验研究与有限元分析，研究节点的失效模式、承载能力、初始转动刚度、转动能力及延性.将试验结果与现行欧洲钢结构设计规范的计算结果进行对比，验证欧

洲规范对于高强钢端板连接节点的适用性.

1 试验概况

1.1 试件设计

本文以EC3[5]组件法为理论依据设计制作3个高强钢端板螺栓连接试件（JD1、JD2及JD3），试件的梁、柱长度及连接位置见图1.JD1和JD2的梁、柱和端板均采用Q690钢，梁、柱截面尺寸分别为H300 mm×180 mm×10 mm×12mm和H340 mm×200 mm×10 mm×12 mm. JD3的梁、柱和端板均采用Q960钢，梁、柱截面尺寸分别为H250 mm×180 mm×10 mm×12 mm和H300 mm×200 mm×10 mm×12 mm.试件的端板与梁端均采用12 mm角焊缝连接，焊条型号为ER76-G.端板与柱翼缘均采用10.9级M27高强螺栓连接.为防止板件局部失稳，梁、柱内设加劲肋（图1）.JD1和JD2端板上的螺栓布置和编号见图2（a），JD3端板上的螺栓布置和编号见图2（b）.

1.2 材料性能

Q690和Q960高强钢的材料力学性能采用本文拉伸试验结果，高强螺栓的材料力学性能采用文献[17]的试验结果，材料力学性能汇总于表1.

1.3 试验装置与测点布置

本文试验装置安装方式见图3，位移计布置见图4.在梁翼缘布置3个竖向位移计DT1、DT2及DT14，测量梁的竖向位移；在端板布置1个竖向位移计DT9，测量端板的竖向位移；在端板处布置4个水平位移计DT5、DT6、DT7和DT8，测量端板的水平位移；在柱翼缘布置2個竖向位移计DT3和DT4测量柱翼缘竖向位移；在柱翼缘布置2个水平位移计DT12和DT13测量柱翼缘水平位移.

1.4 加载制度

经预加载，将仪器设备调试正常后，进行正式加载.正式加载采用位移控制加载方式，加载速率为10 mm·min-1.试验加载至螺栓或端板发生破坏时，停止试验.

2 试验结果与分析

2.1 失效模式

试件破坏后各组件的状况见表2. JD1和JD2的破坏现象相同，限于篇幅，本节仅列出JD1的破坏现象（见图5），JD3的破坏现象见图6.

由图5、图6和表2可见，节点破坏后，端板的受拉区有明显的塑性变形，且受拉区螺栓（编号2-1，2-2）断裂，因此，依EC3 Part 1-8[5]分析可知，节点的失效模式为端板和螺栓组合破坏，即为失效模式2，见表3.表3亦列出EC3组件法预测的节点失效模式，由表可见，预测结果与试验结果相同，故EC3用于普通钢梁柱端板连接节点失效模式预测的组件法可推广到高强钢.

2.2 弯矩-转角曲线

梁柱节点的力学性能一般采用M-θ曲线描述，其中M为节点所承受的弯矩，θ为节点转角.M通过式（1）求得，θ通过式（2）求得.

通过式（3） ～ （5）计算θb，由此得到节点的M - θb曲线见图7.

由图7可见，除DT5-DT7和DT1-DT9外，其余测量值的计算结果基本一致.用DT5-DT7测量值计算求得的θb偏小，其原因文献[9]已阐述.由于DT1靠近端板，在该区域式（4）不适用，故用DT1-DT9测量值计算θb时存在偏差.因此，后续分析中，θb采用DT14-DT2测量值的计算结果.

通过式（6）～（7）计算θc，由此得到节点的M-θc曲线，见图8.由图可见，各组数据吻合良好，后续分析中，θc采用DT3-DT4测量值的计算结果.

由式（2）求得试件的转角θ，并分别绘出节点的M-θ曲线，见图9.图10给出了依据M-θ曲线确定节点力学指标的方法，依据图示方法，可得节点的主要力学指标的试验值：

①初始转动刚度Kini：节点M-θ曲线在原点O处与x轴夹角α的正切值；

②屈服后刚度Kp：节点M-θ曲线的斜线段BC与x轴夹角β的正切值；

③受弯承载力My：依据Jaspart建议的方法[12]（见图11）确定节点的受弯承载力，即做节点M-θ曲线BC段的延伸线与纵坐标相交，交点对应的纵坐标值即为My；

④受弯承载力对应的转角θy：以O点为起点、初始刚度Kini为斜率做直线与纵坐标为My的水平线交于A点，A点对应的横坐标值即为θy；

⑤极限弯矩Mmax：节点M-θ曲线的最高点D对应的纵坐标值；

⑥极限弯矩对应的转角θmax：D点对应的横坐标值；

⑦极限转角Фc：M-θ曲线终点E对应的横坐标值.

2.3 受弯承载力

本文采用Jaspart建议的方法[12]（见图11）确定节点的受弯承载力试验值My，exp，按照EC3组件法[4]计算得到节点的受弯承载力理论值My，EC3.表4列出了My，exp、My，EC3及二者比值，由表可见，节点的My，EC3与My，exp基本相同，故EC3用于普通钢梁柱端板连接节点受弯承载力计算的组件法可推广到高强钢.

2.4 初始转动刚度

本文由M-θ曲线可得节点的初始转动刚度试验值Kini，exp，按EC3组件法计算得到节点的转动刚度理论值Kini，EC3.表5列出了Kini，exp、Kini，EC3及二者比值，由表可见，节点的Kini，EC3远大于Kini，exp，故采用EC3组件法计算得到的高强钢端板连接节点初始刚度偏高.导致计算结果偏高的原因有两方面：一是EC3的计算方法是在普通钢的科研成果之上提出的，本文研究的节点是全高强钢的，可能超出EC3建议计算初始转动刚度方法的适用范围，因此EC3的现行方法是否适用于高强钢节点有待验证；二是EC3组件法在计算节点初始转动刚度时忽略梁翼缘的抗拉刚度，本文试件因均采用高强钢，故梁截面尺寸较小，导致梁翼缘抗拉刚度不可忽略.

2.5 转动能力

对于普通钢端板连接节点，文献[11]建议：Фc达到0.04～0.05 rad即可认为其具有足够的转动能力；Wilkinson[18]认为，节点的塑性转角θp（见式（8）（9））大于0.03 rad时，在地震作用下节点不会先于构件破坏.EC3[5]建议：若节点的受弯承载力由端板或柱翼缘控制，且柱翼缘或端板厚度满足式（10），则节点的转动能力满足要求.

对节点的M-θ曲线进行分析，并结合式（8）～（9），得到节点的Φc、θp，列于表6.由表6可见，节点的Φc均大于0.05 rad，θp均大于0.03 rad，因此，可认为节点的转动能力良好.

依据EC3[5]关于保障节点转动能力的相关要求，JD1、JD2及JD3具备良好转动能力的前提分别是端板厚度t≤11.83 mm和t≤10.33 mm（见式（10））.但本文试验结果表明：虽然节点的端板厚度（均为12 mm）均超过EC3上限值，但节点的转动能力良好，故EC3[4]关于保障节点转动能力的相关要求对高强钢端板连接节点有些偏于保守.

2.6 延性

节点延性一般用转角延性系数μθ评价.文献

[19]建议采用式（11）计算μθ，而Coelho[10]分别采用式（11）和式（12）计算μθ.本文采用文献[10]的建议计算节点的μθ值，计算结果见表7.

由表7可见，JD1、JD2的μθ1值偏差较大（JD1的μθ1值仅为JD2的0.76），文献[10]也报导了此类偏差现象.本文分析认为，由于μθ1为Фc与θy的比值，而试验所得节点M-θ曲线的下降段受材料性能、荷载偏心、加载设备应变能释放等因素影响，极不稳定，故Фc离散性很大，这导致JD1、JD2的μθ1值偏差较大.而μθ2为θmax与θy的比值，θmax较为稳定（由表6可见JD1、JD2的θmax相差较小），因此，JD1、JD2的μθ2较为接近（JD1的μθ2值为JD2的0.93）.综上，本文建议采用式（12）计算节点的转角延性系数μθ.

3 有限元分析

3.1 有限元模型

本文采用ABAQUS建立有限元模型.由于试件的几何尺寸、荷载及边界条件具有对称性，为节约计算时间，取试件的一半进行建模分析.由于节点螺栓孔附近应力分布复杂，故在端板和柱翼缘的螺栓孔区域进行网格细分.节点的有限元模型见图12.有限元模型采用8节点6面体线性减缩积分单元C3D8R.

有限元模型中的接触关系包括：螺帽-柱翼缘、螺杆-螺孔、螺杆-螺母、螺母-端板及柱翼缘-端板，接触对中“面面接触”属性均采用“有限滑移”.螺杆与螺母采用绑定约束模拟.为简化计算模型，本文未对梁和端板之间的焊缝建立实体模型，亦采用了绑定约束模拟.为解决接触分析的收敛问题，分析过程分4步：①临时约束螺栓和端板的所有自由度，施加10 N的螺栓预紧力；②释放螺栓和端板的临时约束；③固定螺栓长度；④施加荷载进行计算.分析步①～③用以保证接触关系平稳建立，可有效解决接触分析的收敛问题[13].数值计算时考虑材料与几何双重非线性效应.节点各组件的失效准则采用文献[13]的建议：对于柱翼缘和端板，当等效塑性应变达到材料极限应变即认为其失效；对于螺栓，由于螺栓受到拉弯作用，其横截面应变分布如图13所示，当平均主应变ε11，av，b（见式（13））达到材料极限应变即认为其失效.

本文以EC3[20]给出的考虑材料强化的应力-应变关系（见图14）为基础，建立高强钢及高强螺栓的应力-应变本构关系.图中，fy为屈服强度，fu为极限强度；εp取fy /E，εy取0.02，εs取0.04，εt取0.15，εu取0.20.有限元模型中，Q690高强钢和10.9级高强螺栓的材料真实应力σtrue、真实应变εtrue由式（14）～（15）计算得到.

3.2 有限元分析結果

3.2.1 失效模式

试验所得JD1（限于篇幅，本节未列出JD2有限元模拟结果）和JD3的破坏形态及有限元模拟结果分别见图15～16.由图可见，两者吻合较好.有限元模拟得到JD1和JD3的端板和螺栓的等效塑性应变云图与试验所得破坏形态的对比分别见图17～18，由图可见，二者较为吻合.

3.2.2 M-θ曲线

试验和有限元模拟得到节点的M-θ曲线见图19.由图19可见，除下降段外，试验结果与有限元模拟结果吻合良好.由于有限元模型求解时采用完全牛顿法，无法模拟M-θ曲线的下降阶段，故无法得到Фc.

试验所得节点极限承载力Mmax，exp与有限元模拟所得节点极限承载力Mmax，FEM见表8，二者最大偏差仅为3%.

综上，本文的有限元可较为合理、准确地模拟高强钢端板连接节点的力学行为.

4 结 论

通过对高强钢装配式梁柱端板连接节点进行足尺模型试验研究和数值模拟分析，得出以下结论：

1）高强钢端板连接节点的失效模式为端板和螺栓组合破坏，为延性破坏.高强钢端板连接节点具有良好的转动能力.

2）EC3对普通钢节点失效模式的预测方法和节点受弯承载力的计算方法可直接用于高强钢端板连接节点；但EC3方法对高强钢端板连接节点初始转动刚度的计算结果偏高，且EC3有关保障节点转动能力的相关要求对于高强钢端板连接节点偏于保守.

3）节点受弯试验所得Фc值的离散性较大，建议节点转角延性系数采用式（12）进行计算.

4）有限元模型能准确模拟节点的失效模式和M-θ曲线，可作为后续参数分析的依据.

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