加强型和削弱型梁柱节点对钢框架性能的影响*

张超，郭兵

(1.山东南侨房地产发展有限公司，山东 济南 250031;2.山东建筑大学土木工程学院，山东 济南 250101)

0 引言

钢框架在水平地震作用下的理想破坏模式是梁端形成塑性，不仅可以防止结构的坍塌与倾覆，还可以提高结构的耗能能力。从理论上讲，由于梁端弯矩、剪力最大，有利于塑性铰的形成，但数次地震表明[1－4]:传统梁柱节点(见图 1a，包括全焊接连接、栓焊混合连接)在梁端形成塑性铰之前，梁翼缘与柱之间的焊缝很容易率先发生断裂，导致节点脆性破坏，抗震性能较差。

图1 传统梁柱连接节点的类型

为实现强连接弱构件并确保梁端可以形成塑性铰，国际上先后出现了多种抗震改造节点，大致可以分为两大类[5－12]:梁端加强型(如梁端翼缘加宽、梁端加盖板、梁端加腋等)和梁端削弱型(翼缘削弱式、腹板开洞式等)，并被各国规范广泛采纳。上述做法中，翼缘加宽型(图1b)和翼缘削弱型(图1c)最具有代表性，前者在日本应用最多，后者在美国应用最多，我国则兼而有之。

采用传统计算方法和一般设计软件分析框架结构的内力时，为简化计算，假设梁柱为刚接、梁为等截面而不考虑节点构造对结构性能的影响，因此一直存在争议。针对这一问题，本文进行了框架结构的单向及循环加载有限元分析，探讨了不同类型节点对结构性能的影响。

1 有限元试件

1.1 结构原型

根据我国现行《建筑抗震设计规范》[13]并结合工程惯例，采用PKPM软件设计了一个四层空间钢框架结构原型，柱网尺寸为8m×8m，层高为3.9m，框架平面尺寸见图2，梁柱节点、柱脚均为刚接，钢材为Q235。楼面恒载取4.5kN/m2，活载取2.0kN/m2，场地类别为Ⅱ类，抗震设防烈度为8度(0.2g)。框架梁、柱截面分别为H600×250×10×14、H500×350×14×18，柱腹板加劲肋的厚度与梁翼缘相同，节点域满足规范要求。

图2 框架结构原型

图3 有限元试件的计算模型

1.2 有限元试件及计算模型

考虑到水平荷载作用下柱的反弯点位于1/2层高处，为简化计算，可以取标准层作为有限元试件进行研究，如图3所示，其中柱高3.9m，两端铰接;梁上的均布线荷载q取40kN/m，略小于结构原型中的楼面竖向荷载，目的是可以在柱顶施加较大的水平荷载;柱顶水平荷载P即是该楼层在地震作用下的楼层剪力;Δ是层间侧移。

为对比分析扩大型和削弱型两类节点对框架整体性能的影响，共设计了3个试件，各试件之间的唯一区别是节点构造不同，见表1。所有试件的梁翼缘与柱之间均采用全熔透对接焊缝连接，为等强度连接。

表1 有限元试件表

图4 试件节点构造

有限元分析由ANSYS软件完成，所有板件采用SHELL181单元建模，不考虑焊缝缺陷的影响(假设相邻板件为连续体)。钢材的弹性模量、屈服强度、泊松比均按名义值取用，钢材的应力应变关系采用双线性模型，强化阶段的模量取弹性阶段的2%。采用Mises屈服准则和考虑包辛格效应的运动强化模型。

试件的柱两端铰接(图3)，梁柱刚接，梁上翼缘施加平面外约束来模拟楼板的作用，柱顶设置侧向支撑。为模拟柱顶的同步侧移，将两个柱顶的水平位移Δ进行耦合。柱顶水平总荷载P的加载方式为位移加载，通过柱顶的耦合点来施加。先进行单向加载，根据计算结果确定试件的屈服荷载(位移)、抗侧刚度、梁端翼缘应力;然后再进行循环加载，探讨其滞回性能，加载步长为屈服位移，每级荷载循环两周，直至试件破坏或达到6倍的屈服位移。

2 计算结果

2.1 单向加载

图5 试件的单向加载曲线

试件的单向加载荷载位移曲线见图5，数据结果见表2。其中Py、Δy分别为试件屈服时的柱顶水平总荷载、柱顶水平位移;K为试件在弹性阶段的抗侧刚度;σf为试件屈服时梁端翼缘的平均轴向应力(可以反应梁翼缘与柱之间焊缝应力的大小)。

表2 单向加载结果

由单向加载结果可以看出:

(1)弹性阶段，试件S1、S2的荷载位移曲线基本重合;弹塑性阶段，S1略微比S2低一些，但S3明显位于S1和S2的下方，说明S3在弹塑性阶段的承载能力偏低。试件S2的屈服荷载最高，S3的屈服荷载最低，两者相差达32.5%。

(2)试件S2的抗侧刚度最高，S3的抗侧刚度最低，两者相差10.6%。

(3)试件屈服时，S1的梁端翼缘轴向应力最高，S2的最低，两者相差11.5%，这主要是由于梁端翼缘扩大，使得翼缘面积增加，应力降低。

2.2 循环加载

试件的循环加载荷载位移曲线见图6，骨架线见图7，数据结果见表3。其中，Pu为试件破坏前柱顶水平总荷载的最大值，Δu为与Pu对应的柱顶水平位移，Ce为能量耗散系数[15]。

图6 试件的循环加载曲线

图7 骨架线

表3 循环加载结果

由循环加载结果可以看出:

(1)全部试件的滞回曲线都非常稳定饱满，正反向加载曲线基本对称，能量耗散系数都大于2.0，具有良好的耗能能力。相比较而言，S3的能量耗散系数最低。

(2)试件S2的极限承载力最高，具有较高的安全储备，而S3的最低，两者相差17.6%，这主要是由于S3的梁截面削弱使得该处较早形成塑性铰，降低了极限荷载。

(3)因有限元模型中没有考虑焊缝缺陷的影响，梁柱连接没有发生破坏，试件的破坏模式均为梁端形成塑性铰(梁翼缘和腹杆发生弹塑性屈曲)。

3 结论

单向与循环加载分析表明，采用梁端翼缘扩大型节点的框架的屈服荷载、极限承载力、抗侧刚度都明显高于翼缘削弱型，而且梁端翼缘轴向应力最低，可以降低梁翼缘与柱之间焊缝的应力，有利于实现强连接弱构件。另外，翼缘扩大型节点比削弱型节点构造简单，易于加工。尽管本文分析的试件较少，不足以定量，但仍然可以得出定性结论:对于抗震设防地区的焊接钢框架，梁柱连接宜优先考虑采用翼缘扩大型节点。

[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，张洪伟.梁柱外伸式端板螺栓连接的M–θ关系[J].山东建筑工程学院学报，2001，16(3):1－5.

[5]郭兵，雷淑忠.梁柱节点刚度对无支撑钢框架性能的影响[J].山东建筑大学学报，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]茹继平，杨娜，杨庆山.翼缘削弱型钢框架梁柱节点的性能研究综述[J].工程力学，2004，21(1):61－66.

[10]谢晓栋，杨娜，杨庆山.钢结构腹板开洞型节点的参数分析[J].工业建筑，2006，36(5):79－82.

[11]王燕，冯双，王玉田.钢框架刚性连接加强型节点滞回性能试验研究[J].土木工程学报，2011，44(5):57－68.

[12]郁有升，王燕.钢框架梁翼缘削弱型节点力学性能的试验研究[J].工程力学，2009，26(2):168－175.

[13]GB50011.建筑抗震设计规范[S].北京:中国建筑工业出版社，2010.

[14]JGJ 99.高层民用建筑钢结构技术规程(征求意见稿)[S].北京:中国建筑标准设计研究院，2010.

[15]JGJ101.建筑抗震试验方法规程[S].北京:中国建筑工业出版社，1997.