加強型和削弱型梁柱節點對鋼框架性能的影響*

張超，郭兵

(1.山東南僑房地產發展有限公司，山東 濟南 250031;2.山東建筑大學土木工程學院，山東 濟南 250101)

0 引言

鋼框架在水平地震作用下的理想破壞模式是梁端形成塑性，不僅可以防止結構的坍塌與傾覆，還可以提高結構的耗能能力。從理論上講，由于梁端彎矩、剪力最大，有利于塑性鉸的形成，但數次地震表明[1－4]:傳統梁柱節點(見圖 1a，包括全焊接連接、栓焊混合連接)在梁端形成塑性鉸之前，梁翼緣與柱之間的焊縫很容易率先發生斷裂，導致節點脆性破壞，抗震性能較差。

圖1 傳統梁柱連接節點的類型

為實現強連接弱構件并確保梁端可以形成塑性鉸，國際上先后出現了多種抗震改造節點，大致可以分為兩大類[5－12]:梁端加強型(如梁端翼緣加寬、梁端加蓋板、梁端加腋等)和梁端削弱型(翼緣削弱式、腹板開洞式等)，并被各國規范廣泛采納。上述做法中，翼緣加寬型(圖1b)和翼緣削弱型(圖1c)最具有代表性，前者在日本應用最多，后者在美國應用最多，我國則兼而有之。

采用傳統計算方法和一般設計軟件分析框架結構的內力時，為簡化計算，假設梁柱為剛接、梁為等截面而不考慮節點構造對結構性能的影響，因此一直存在爭議。針對這一問題，本文進行了框架結構的單向及循環加載有限元分析，探討了不同類型節點對結構性能的影響。

1 有限元試件

1.1 結構原型

根據我國現行《建筑抗震設計規范》[13]并結合工程慣例，采用PKPM軟件設計了一個四層空間鋼框架結構原型，柱網尺寸為8m×8m，層高為3.9m，框架平面尺寸見圖2，梁柱節點、柱腳均為剛接，鋼材為Q235。樓面恒載取4.5kN/m2，活載取2.0kN/m2，場地類別為Ⅱ類，抗震設防烈度為8度(0.2g)。框架梁、柱截面分別為H600×250×10×14、H500×350×14×18，柱腹板加勁肋的厚度與梁翼緣相同，節點域滿足規范要求。

圖2 框架結構原型

圖3 有限元試件的計算模型

1.2 有限元試件及計算模型

考慮到水平荷載作用下柱的反彎點位于1/2層高處，為簡化計算，可以取標準層作為有限元試件進行研究，如圖3所示，其中柱高3.9m，兩端鉸接;梁上的均布線荷載q取40kN/m，略小于結構原型中的樓面豎向荷載，目的是可以在柱頂施加較大的水平荷載;柱頂水平荷載P即是該樓層在地震作用下的樓層剪力;Δ是層間側移。

為對比分析擴大型和削弱型兩類節點對框架整體性能的影響，共設計了3個試件，各試件之間的唯一區別是節點構造不同，見表1。所有試件的梁翼緣與柱之間均采用全熔透對接焊縫連接，為等強度連接。

表1 有限元試件表

圖4 試件節點構造

有限元分析由ANSYS軟件完成，所有板件采用SHELL181單元建模，不考慮焊縫缺陷的影響(假設相鄰板件為連續體)。鋼材的彈性模量、屈服強度、泊松比均按名義值取用，鋼材的應力應變關系采用雙線性模型，強化階段的模量取彈性階段的2%。采用Mises屈服準則和考慮包辛格效應的運動強化模型。

試件的柱兩端鉸接(圖3)，梁柱剛接，梁上翼緣施加平面外約束來模擬樓板的作用，柱頂設置側向支撐。為模擬柱頂的同步側移，將兩個柱頂的水平位移Δ進行耦合。柱頂水平總荷載P的加載方式為位移加載，通過柱頂的耦合點來施加。先進行單向加載，根據計算結果確定試件的屈服荷載(位移)、抗側剛度、梁端翼緣應力;然后再進行循環加載，探討其滯回性能，加載步長為屈服位移，每級荷載循環兩周，直至試件破壞或達到6倍的屈服位移。

2 計算結果

2.1 單向加載

圖5 試件的單向加載曲線

試件的單向加載荷載位移曲線見圖5，數據結果見表2。其中Py、Δy分別為試件屈服時的柱頂水平總荷載、柱頂水平位移;K為試件在彈性階段的抗側剛度;σf為試件屈服時梁端翼緣的平均軸向應力(可以反應梁翼緣與柱之間焊縫應力的大小)。

表2 單向加載結果

由單向加載結果可以看出:

(1)彈性階段，試件S1、S2的荷載位移曲線基本重合;彈塑性階段，S1略微比S2低一些，但S3明顯位于S1和S2的下方，說明S3在彈塑性階段的承載能力偏低。試件S2的屈服荷載最高，S3的屈服荷載最低，兩者相差達32.5%。

(2)試件S2的抗側剛度最高，S3的抗側剛度最低，兩者相差10.6%。

(3)試件屈服時，S1的梁端翼緣軸向應力最高，S2的最低，兩者相差11.5%，這主要是由于梁端翼緣擴大，使得翼緣面積增加，應力降低。

2.2 循環加載

試件的循環加載荷載位移曲線見圖6，骨架線見圖7，數據結果見表3。其中，Pu為試件破壞前柱頂水平總荷載的最大值，Δu為與Pu對應的柱頂水平位移，Ce為能量耗散系數[15]。

圖6 試件的循環加載曲線

圖7 骨架線

表3 循環加載結果

由循環加載結果可以看出:

(1)全部試件的滯回曲線都非常穩定飽滿，正反向加載曲線基本對稱，能量耗散系數都大于2.0，具有良好的耗能能力。相比較而言，S3的能量耗散系數最低。

(2)試件S2的極限承載力最高，具有較高的安全儲備，而S3的最低，兩者相差17.6%，這主要是由于S3的梁截面削弱使得該處較早形成塑性鉸，降低了極限荷載。

(3)因有限元模型中沒有考慮焊縫缺陷的影響，梁柱連接沒有發生破壞，試件的破壞模式均為梁端形成塑性鉸(梁翼緣和腹桿發生彈塑性屈曲)。

3 結論

單向與循環加載分析表明，采用梁端翼緣擴大型節點的框架的屈服荷載、極限承載力、抗側剛度都明顯高于翼緣削弱型，而且梁端翼緣軸向應力最低，可以降低梁翼緣與柱之間焊縫的應力，有利于實現強連接弱構件。另外，翼緣擴大型節點比削弱型節點構造簡單，易于加工。盡管本文分析的試件較少，不足以定量，但仍然可以得出定性結論:對于抗震設防地區的焊接鋼框架，梁柱連接宜優先考慮采用翼緣擴大型節點。

[1]Miller D.K.，Lessons learned from the Northridge earthquake[J].Engineering Structures，1998，20(4－6):249－260.

[2]Nakashima M.，Inoue K.and Tada M.，Classification of damage to steelbuildingsobserved in the1995 Hyogoken-Nanbu earthquake[J].Engineering Structures，1998，20(4 －6):271－281.

[3]Malley J.O.，SAC steel project:summary of phase 1 testing investigation results[J].Engineering Structures，1998，20(4 －6):300－309.

[4]郭兵，郭秉山，張洪偉.梁柱外伸式端板螺栓連接的M–θ關系[J].山東建筑工程學院學報，2001，16(3):1－5.

[5]郭兵，雷淑忠.梁柱節點剛度對無支撐鋼框架性能的影響[J].山東建筑大學學報，2010，25(3):231－235.

[6]Engelhardt M.D.and Sabol T.A.，Reinforcing of steel moment connections with cover plate:benefits and limitations[J].Engineering Structures，1998，20(4－6):510－520.

[7]Plumier A.，The dogbone:back to the future[J].Engineering Journal，AISC，1997，34(2):61 －67.

[8]Popov E.P.，Yang T.S.and Chang S.P.，Design of steel MRF connections before and after 1994 Northridge earthquake[J].Engineering Structures，1998，20(12):1030 －1038.

[9]茹繼平，楊娜，楊慶山.翼緣削弱型鋼框架梁柱節點的性能研究綜述[J].工程力學，2004，21(1):61－66.

[10]謝曉棟，楊娜，楊慶山.鋼結構腹板開洞型節點的參數分析[J].工業建筑，2006，36(5):79－82.

[11]王燕，馮雙，王玉田.鋼框架剛性連接加強型節點滯回性能試驗研究[J].土木工程學報，2011，44(5):57－68.

[12]郁有升，王燕.鋼框架梁翼緣削弱型節點力學性能的試驗研究[J].工程力學，2009，26(2):168－175.

[13]GB50011.建筑抗震設計規范[S].北京:中國建筑工業出版社，2010.

[14]JGJ 99.高層民用建筑鋼結構技術規程(征求意見稿)[S].北京:中國建筑標準設計研究院，2010.

[15]JGJ101.建筑抗震試驗方法規程[S].北京:中國建筑工業出版社，1997.