節(jié)點(diǎn)域箱形加強(qiáng)式工字形柱弱軸連接鋼框架的力學(xué)性能和經(jīng)濟(jì)性分析

摘要：在鋼框架結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)中，提出一種新型節(jié)點(diǎn)域箱形加強(qiáng)式工字形柱弱軸連接方式。為了考察該連接在8度抗震區(qū)6層以下鋼框架結(jié)構(gòu)的適用性，結(jié)合6層工程實(shí)例和3層工程模型，對(duì)采用節(jié)點(diǎn)域箱形加強(qiáng)式工字形柱弱軸連接和傳統(tǒng)箱形柱內(nèi)隔板式連接的鋼框架力學(xué)性能和經(jīng)濟(jì)性以及單調(diào)荷載和循環(huán)荷載作用下的連接承載能力做了對(duì)比分析。結(jié)果表明：對(duì)于8度抗震區(qū)6層以下鋼框架，采用節(jié)點(diǎn)域箱形加強(qiáng)式工字形柱弱軸連接鋼框架的力學(xué)性能和經(jīng)濟(jì)性都優(yōu)于傳統(tǒng)箱形柱內(nèi)隔板式連接鋼框架；節(jié)點(diǎn)域箱形加強(qiáng)式工字形柱弱軸連接在單調(diào)荷載和循環(huán)荷載作用下的承載能力也略強(qiáng)于傳統(tǒng)箱形柱內(nèi)隔板式連接。

關(guān)鍵詞：鋼框架；工字形柱；連接；弱軸；力學(xué)性能

中圖分類號(hào)：TU393.2文獻(xiàn)標(biāo)志碼：A

0引言

在鋼框架梁柱連接的研究和應(yīng)用歷程中，1994年的Northridge大地震和1995年的Hyogoken-Nanbu大地震可稱得上是個(gè)分水嶺。Northridge地震中盡管沒(méi)有鋼框架在地震中倒塌破壞的事例，但是大量的脆性裂縫卻在梁柱剛性連接處被發(fā)現(xiàn)了[1-2]。隨后的Hyogoken-Nanbu大地震中，最為普遍的是在梁下翼緣與柱翼緣焊接處或附近部位發(fā)生大量的脆性破壞[3]。此后，學(xué)術(shù)界將連接分為前Northridge連接和后Northridge連接2種形式，而學(xué)術(shù)界和工程界的研究主要集中在2個(gè)領(lǐng)域：一個(gè)是對(duì)前Northridge連接的抗震性能作進(jìn)一步研究以及依據(jù)研究成果提出新的設(shè)計(jì)方法和構(gòu)造方面的改進(jìn)措施等；另一個(gè)是開發(fā)后Northridge連接，代表性的成果是削弱梁端RBS形和梁端擴(kuò)大形等。Northridge地震后的研究成果主要集中于梁在工字形柱強(qiáng)軸方向上的連接上，而對(duì)梁在工字形柱弱軸連接的研究?jī)H見少量報(bào)道[4-9]。

在現(xiàn)行《建筑抗震設(shè)計(jì)規(guī)范》（GB 50011—2010）[10]頒布前，大量屬于前Northridge連接的工字形柱弱軸楔形加勁板連接存在于實(shí)際工程，這也是中國(guó)《高層民用建筑鋼結(jié)構(gòu)技術(shù)規(guī)程》（JGJ 99—98）[11]條款中規(guī)定的做法，此做法在《多、高層民用建筑鋼結(jié)構(gòu)節(jié)點(diǎn)構(gòu)造詳圖》[12]中也有體現(xiàn)。對(duì)于工字形柱弱軸楔形加勁板連接，F(xiàn)EMA-355D[13]的評(píng)價(jià)不高。Popov等[14]的試驗(yàn)中工字形柱弱軸楔形加勁板剛性連接的塑性轉(zhuǎn)角均達(dá)到0.03 rad，但在SAC機(jī)構(gòu)指導(dǎo)下的相同試驗(yàn)下塑性轉(zhuǎn)角均未達(dá)到0.03 rad，許多試驗(yàn)結(jié)果甚至未達(dá)到0.025 rad[15]。中國(guó)的有限元分析數(shù)據(jù)也顯示該連接的塑性轉(zhuǎn)角不足0.03 rad[16-17]，基本上都低于Northridge地震后美國(guó)AISC抗震規(guī)范[18]對(duì)于剛性連接的塑性轉(zhuǎn)角要求不小于0.03 rad這一新的抗震思想和抗震要求。

由于工字形柱弱軸連接的研究成果較少，曾經(jīng)長(zhǎng)期使用的楔形加勁板剛性連接又不理想，因此現(xiàn)行抗震規(guī)范GB 50011—2010要求柱在2個(gè)互相垂直的方向都與梁剛接時(shí)采用箱形截面。在可以采用工字形柱的工程中而采用箱形柱結(jié)構(gòu)成本可能會(huì)有所增加，為此盧林楓等[19]提出了一種新型的節(jié)點(diǎn)域箱形加強(qiáng)式工字形柱弱軸連接形式，并獲得國(guó)家發(fā)明專利。本文以此連接類型結(jié)合工程實(shí)例和模型對(duì)比箱形柱和工字形柱鋼框架設(shè)計(jì)，分別考察鋼框架的力學(xué)性能和經(jīng)濟(jì)性以及連接在單調(diào)荷載和循環(huán)荷載作用下的承載能力。

1鋼框架整體力學(xué)性能和經(jīng)濟(jì)性分析

1.16層鋼框架工程整體力學(xué)性能分析

6層箱形柱框架選用實(shí)際工程——陜西省第二人民醫(yī)院鋼結(jié)構(gòu)框架住院樓，該住院樓共6層，層高為3.6 m，結(jié)構(gòu)平面布置如圖1所示。箱形柱截面為□400×400×12×12，框架梁（與柱連接的梁）截面為H400×250×10×18，次梁GL2為H400×200×8×12，GL3為H400×300×8×12，GL4為H300×150×8×12。樓板采用120 mm厚鋼筋混凝土樓板，樓面和屋面活荷載為2.0 kPa，材料均為Q235B，抗震設(shè)防烈度為8度。

對(duì)比的6層工字形柱框架按照柱子設(shè)計(jì)軸壓比或應(yīng)力比基本相同的條件將柱截面設(shè)計(jì)為H400×400×10×18，其他設(shè)計(jì)條件同6層箱形柱框架，在工字形柱弱軸方向連接設(shè)計(jì)時(shí)，采用圖2所示的連接形式，強(qiáng)軸方向設(shè)計(jì)采用目前中國(guó)的通用做法。應(yīng)用PKPM設(shè)計(jì)軟件的SATWE程序?qū)ι鲜?個(gè)6層框架分別進(jìn)行三維整體分析，保證每個(gè)框架結(jié)構(gòu)的構(gòu)件應(yīng)力比和梁撓度均滿足設(shè)計(jì)規(guī)范要求，PKPM計(jì)算結(jié)果見表1。

通過(guò)表1中6層框架的最大層間位移角、基本周期數(shù)據(jù)可以看出，在設(shè)計(jì)控制的橫向（y方向）6層工字形柱框架結(jié)構(gòu)的抗側(cè)剛度略高于6層箱形柱框架，但其柱子軸壓比也略高于箱形柱框架，意味著材料得到充分利用。

1.23層鋼框架工程整體力學(xué)性能分析

為研究節(jié)點(diǎn)域箱形加強(qiáng)式工字形柱弱軸連接在6層以下鋼框架結(jié)構(gòu)中的適用情況，對(duì)前文6層工程實(shí)例進(jìn)行了改動(dòng)，將結(jié)構(gòu)層數(shù)改為3層。通過(guò)實(shí)地工廠咨詢，目前西安鋼結(jié)構(gòu)加工廠對(duì)于焊接箱形柱加工的最小尺寸為300 mm×300 mm，因此3層箱形柱框架的柱截面為□300×300×12×12，這個(gè)尺寸可以保證梁柱節(jié)點(diǎn)板件厚度在焊接時(shí)的良好匹配關(guān)系。3層工字形柱框架的柱子按照設(shè)計(jì)軸壓比或應(yīng)力比基本相同的條件，將工字形柱截面設(shè)計(jì)為H350×350×8×14。

表1中2個(gè)3層框架的各項(xiàng)計(jì)算數(shù)據(jù)表明，3層工字形柱鋼框架結(jié)構(gòu)的抗側(cè)剛度在控制設(shè)計(jì)方向明顯高于3層箱形柱鋼框架，而其柱子軸壓比也高于箱形柱鋼框架，說(shuō)明材料得到充分利用。

1.3鋼框架工程經(jīng)濟(jì)性分析

通過(guò)表1中6層和3層鋼框架的整體力學(xué)性能分析數(shù)據(jù)可以看出，采用節(jié)點(diǎn)域箱形加強(qiáng)式工字形柱弱軸連接的框架在結(jié)構(gòu)整體力學(xué)性能方面與箱形柱框架一樣能較好地滿足設(shè)計(jì)規(guī)范要求，并且可以充分利用框架柱的材料。通過(guò)前述結(jié)構(gòu)組成描述可知，2種不同連接框架在梁用鋼量相同的前提下決定框架結(jié)構(gòu)經(jīng)濟(jì)性的主要因素是框架柱的用鋼量，因此表1也給出了不同框架中的柱用鋼量。

2個(gè)6層鋼框架表面看工字形柱的用鋼量較箱形柱只節(jié)省了3%，但按目前西安鋼結(jié)構(gòu)市場(chǎng)價(jià)格計(jì)算，在假定安裝費(fèi)相同的情況下，箱形柱的結(jié)構(gòu)成本高于工字形柱約10%。對(duì)于2個(gè)3層鋼框架而言，按照相同的計(jì)算方法，箱形柱的結(jié)構(gòu)成本高于工字形柱約19%?？梢钥闯?，在8度抗震設(shè)防區(qū)，對(duì)于6層以下鋼框架結(jié)構(gòu)，采用節(jié)點(diǎn)域箱形加強(qiáng)式工字形柱弱軸連接的工字形柱鋼框架經(jīng)濟(jì)性明顯優(yōu)于箱形柱的鋼框架結(jié)構(gòu)。22種連接力學(xué)性能對(duì)比

為了研究工字形柱框架結(jié)構(gòu)采用圖2所示連接后的力學(xué)性能是否優(yōu)于常規(guī)帶內(nèi)隔板箱形柱連接，選取鋼框架的邊跨節(jié)點(diǎn)，采用有限元軟件ABAQUS分別建立分析模型，對(duì)比二者在單調(diào)荷載和循環(huán)荷載作用下的力學(xué)性能，連接計(jì)算簡(jiǎn)圖如圖3所示（其中，P為梁端加載點(diǎn)處施加的荷載，N為柱頂施加的軸力，按照表1中的軸壓比施加，N=kfyA，fy為鋼材屈服強(qiáng)度，本文中fy=235 MPa，k為系數(shù)，A為柱截面面積）。

2.1連接幾何參數(shù)

箱形柱內(nèi)隔板式連接試件模型均由PKPM軟件計(jì)算并繪制，分別定義為模型1、模型3；模型1柱截面為□400×400×12×12，梁的截面為H400×250×10×18，模型3柱截面為□300×300×12×12，梁的截面為H400×200×8×12，其內(nèi)橫隔板與梁翼緣平齊，且厚度與梁翼緣相同。節(jié)點(diǎn)域箱形加強(qiáng)式工字形柱弱軸連接參考模型1和模型3自行設(shè)計(jì)，定義為模型2和模型4；模型2柱截面為H400×400×10×18，梁的截面尺寸同模型1，模型4柱截面為H350×350×8×14，梁的截面尺寸同模型3，構(gòu)造形式如圖2所示。模型2豎向附加蒙皮板厚度為16 mm，模型4板厚度為12 mm，上下均超出梁翼緣200 mm，同時(shí)柱子中加勁肋與梁翼緣平齊，且厚度與梁翼緣相同。

2.2有限元模型的簡(jiǎn)化

有限元軟件ABAQUS主要對(duì)2種連接方式梁柱節(jié)點(diǎn)的力學(xué)性能進(jìn)行定量對(duì)比。在分析中，梁翼緣板與柱翼緣板連接的焊縫以及箱形柱、工字形柱柱身的焊縫均視為與節(jié)點(diǎn)板材等強(qiáng)。模型中將梁柱幾何粘結(jié)合并在一起來(lái)模擬梁柱之間的焊縫。通過(guò)剪切板用4個(gè)10.9級(jí)M20高強(qiáng)度螺栓將梁板與柱翼緣連接，剪切板與柱翼緣采用綁定約束。接觸面采用噴砂處理，切向關(guān)系的摩擦因數(shù)為0.45，法向關(guān)系為硬接觸。忽略焊接殘余應(yīng)力、焊腳尺寸以及構(gòu)件初始缺陷對(duì)節(jié)點(diǎn)受力的影響。

2.3材料本構(gòu)關(guān)系

模型中試件所用材料為Q235B鋼材，螺栓采用10.9級(jí)的M20摩擦型高強(qiáng)螺栓，螺栓孔的直徑為22 mm，采用Mises屈服準(zhǔn)則和相關(guān)流動(dòng)準(zhǔn)則及多線性隨動(dòng)強(qiáng)化準(zhǔn)則。在彈性和塑性加載階段都考慮幾何非線性以及大變形。鋼材應(yīng)力-應(yīng)變（σ-ε）關(guān)系采用考慮應(yīng)變強(qiáng)化和下降段的三折線模型，如圖4所示（其中，σy，σu，σst分別為鋼材的屈服強(qiáng)度、極限強(qiáng)度和破壞強(qiáng)度，εy，εu，εst分別為鋼材的屈服應(yīng)變、極限應(yīng)變和破壞應(yīng)變）；彈性模量取為E=2.06×105 MPa，泊松比μ=0.3，其鋼材材料特性見表2。

2.5邊界條件和加載方式

邊界條件為柱端鉸接，梁端自由。在柱端采用耦合約束，將邊界條件施加到耦合點(diǎn)上。通過(guò)控制耦合點(diǎn)的自由度，使柱端可以產(chǎn)生轉(zhuǎn)角但不發(fā)生水平位移的鉸接約束。

加載方式分別采用單調(diào)加載和循環(huán)加載。在柱頂和梁端采用耦合約束，按表1計(jì)算的設(shè)計(jì)軸壓比給柱頂耦合點(diǎn)施加軸力，梁端通過(guò)位移控制方法將軸力施加在耦合點(diǎn)上。

螺栓預(yù)緊力施加過(guò)程中，由于接觸問(wèn)題較難收斂，故采用逐級(jí)加載的方式。首先將一個(gè)較小螺栓預(yù)緊力施加在螺桿的中間面上，然后逐級(jí)施加預(yù)緊力到155 kN，待施加完后，在后續(xù)分析中將螺桿的長(zhǎng)度保持不變，并一直延續(xù)到加載的全部過(guò)程。

2.6計(jì)算結(jié)果分析

2.6.1單調(diào)荷載作用下2種連接的對(duì)比分析

在單調(diào)荷載作用下2種連接破壞時(shí)的應(yīng)力云圖見圖5，荷載-位移曲線見圖6，采用通用彎矩法計(jì)算連接的屈服荷載[20]。破壞荷載取在最大荷載出現(xiàn)后隨位移增加而荷載降至最大荷載85%時(shí)相對(duì)應(yīng)的荷載。

圖5中，模型1和模型2分別為6層框架箱形柱內(nèi)隔板式連接和6層框架節(jié)點(diǎn)域箱形加強(qiáng)式工字形柱弱軸連接，模型3和模型4分別為3層框架箱形柱內(nèi)隔板式連接和3層框架節(jié)點(diǎn)域箱形加強(qiáng)式工字形柱弱軸連接。從圖5（a）可以看出：6層框架的箱形柱內(nèi)隔板式連接模型1中，梁上并未出現(xiàn)塑性鉸，梁端與柱連接處鋼材應(yīng)力接近極限強(qiáng)度；節(jié)點(diǎn)域范圍內(nèi)箱形柱壁板完全屈服，節(jié)點(diǎn)域整體發(fā)生明顯的剪切變形。從圖5（b）可以看出，與模型1對(duì)比的6層框架節(jié)點(diǎn)域箱形加強(qiáng)式工字形柱弱軸連接模型2中，梁下翼緣板在靠近柱的位置發(fā)生了屈曲，梁上出現(xiàn)了塑性鉸，靠梁一側(cè)的豎向蒙皮板僅在梁上下翼緣連接處的應(yīng)力接近極限強(qiáng)度，而且節(jié)點(diǎn)域范圍內(nèi)柱翼緣的應(yīng)力較模型1有明顯減小，此連接體現(xiàn)了強(qiáng)柱弱梁的設(shè)計(jì)理念。節(jié)點(diǎn)域形狀基本保持完好，有強(qiáng)節(jié)點(diǎn)域連接的特點(diǎn)。

從圖5（c）可以看出，3層框架的箱形柱內(nèi)隔板式連接模型3中梁上也出現(xiàn)塑性鉸，但靠梁一側(cè)的柱壁板在梁下翼緣連接處應(yīng)力達(dá)到極限強(qiáng)度，靠梁一側(cè)節(jié)點(diǎn)域箱形柱壁板應(yīng)力值較高，但節(jié)點(diǎn)域形狀保持完好。從圖5（d）可以看出，與模型3對(duì)比的3層框架的節(jié)點(diǎn)域箱形加強(qiáng)式工字形柱弱軸連接模型4中，梁上也出現(xiàn)明顯的塑性鉸，僅靠梁一側(cè)的豎向蒙皮板發(fā)生明顯的材料屈服，而節(jié)點(diǎn)域范圍內(nèi)柱翼緣的應(yīng)力幾乎處于完全彈性階段，節(jié)點(diǎn)域形狀保持完好，有強(qiáng)節(jié)點(diǎn)域連接的鮮明特點(diǎn)。

由圖6可知：6層鋼框架的箱形柱內(nèi)隔板式連接模型1和節(jié)點(diǎn)域箱形加強(qiáng)式工字形柱弱軸連接模型2的屈服荷載分別為345.41，353.71 kN，最大荷載分別為418，424.13 kN，破壞荷載分別為355.3，360.51 kN。模型2的屈服荷載、最大荷載、破壞荷載比模型1分別提高2.4%，1.5%，1.5%。這表明對(duì)于本文的6層鋼框架，節(jié)點(diǎn)域箱形加強(qiáng)式工字形柱弱軸連接在單調(diào)荷載作用下的承載能力略強(qiáng)于傳統(tǒng)箱形柱內(nèi)隔板式連接。

由圖6還可知：3層鋼框架的箱形柱內(nèi)隔板式連接模型3和節(jié)點(diǎn)域箱形加強(qiáng)式工字形柱弱軸連接模型4的屈服荷載分別為209.45，209.91 kN，最大荷載分別為238.14，242.87 kN，破壞荷載分別為202.42，206.44 kN。模型4的屈服荷載、最大荷載、破壞荷載比模型3分別提高0.2%，2.0%，2.0%。這表明對(duì)于本文的3層鋼框架，節(jié)點(diǎn)域箱形加強(qiáng)式工字形柱弱軸連接在單調(diào)荷載作用下的承載能力也略強(qiáng)于傳統(tǒng)箱形柱內(nèi)隔板式連接。

2.6.2循環(huán)荷載作用下2種連接的對(duì)比分析

在循環(huán)荷載作用下2種連接破壞時(shí)的應(yīng)力云圖見圖7，M-θp滯回曲線見圖8，其中，M為梁端作用荷載與梁端加載點(diǎn)至柱邊緣距離的乘積，即梁端彎矩，θp為節(jié)點(diǎn)的塑性轉(zhuǎn)角，由梁端的塑性位移除以梁端加載點(diǎn)至柱中心的長(zhǎng)度L得到，按θp=（Δ-P/K）/L計(jì)算，Δ為梁端豎向位移，K為梁柱連接的初始剛度，由彈性階段時(shí)的梁端彎矩M除以梁端轉(zhuǎn)角θ獲得，θ=Δ/L[21]，梁端塑性鉸計(jì)算方法如圖9所示。

從圖7（a），（c）可以看出，6層鋼框架的箱形柱內(nèi)隔板式連接模型1和3層框架的箱形柱內(nèi)隔板式連接模型3中，梁端與柱連接處鋼材應(yīng)力已超過(guò)極限強(qiáng)度，節(jié)點(diǎn)域范圍內(nèi)箱形柱壁板完全屈服。從圖7（b）可以看出，與模型1對(duì)比的6層框架節(jié)點(diǎn)域箱形加強(qiáng)式工字形柱弱軸連接模型2中梁上下翼緣板在靠近柱的位置發(fā)生了屈曲，節(jié)點(diǎn)域范圍內(nèi)柱翼緣的應(yīng)力較模型1有明顯減小。從7（d）可以看出，與模型3對(duì)比的模型4中節(jié)點(diǎn)域范圍內(nèi)柱翼緣的應(yīng)力均未達(dá)極限強(qiáng)度，節(jié)點(diǎn)域形狀保持完好。2組應(yīng)力云圖對(duì)比說(shuō)明節(jié)點(diǎn)域箱形加強(qiáng)式工字形柱弱軸連接比箱形柱能更好地體現(xiàn)強(qiáng)柱弱梁的設(shè)計(jì)理念，并具有強(qiáng)節(jié)點(diǎn)域連接的鮮明特點(diǎn)。

由圖8可以看出，節(jié)點(diǎn)域箱形加強(qiáng)式工字形柱弱軸連接的滯回曲線較箱形柱內(nèi)隔板式連接更為飽滿，說(shuō)明此連接有較好的耗能能力。箱形柱內(nèi)隔板式連接模型1和節(jié)點(diǎn)域箱形加強(qiáng)式工字形柱弱軸連接模型2的最大塑性轉(zhuǎn)角分別為0.043，0.067 rad，最大彎矩分別為767.2，789.8 kN·m。模型2的最大塑性轉(zhuǎn)角、最大彎矩比模型1分別提高55.8%，2.9%。這表明對(duì)于本文的6層鋼框架，節(jié)點(diǎn)域箱形加強(qiáng)式工字形柱弱軸連接在循環(huán)荷載作用下的承載能力略強(qiáng)于傳統(tǒng)箱形柱內(nèi)隔板式連接，轉(zhuǎn)動(dòng)能力則得到了顯著提高。

箱形柱內(nèi)隔板式連接模型3和節(jié)點(diǎn)域箱形加強(qiáng)式工字形柱弱軸連接模型4的最大塑性轉(zhuǎn)角分別為0.029，0.033 rad，最大彎矩分別為426.2，430.8 kN·m。模型4的最大塑性轉(zhuǎn)角、最大彎矩比模型2分別提高13.8%，1.1%。這表明對(duì)于本文的3層鋼框架，節(jié)點(diǎn)域箱形加強(qiáng)式工字形柱弱軸連接在循環(huán)荷載作用下的承載能力和轉(zhuǎn)動(dòng)能力略強(qiáng)于傳統(tǒng)箱形柱內(nèi)隔板式連接。

文獻(xiàn)[13]在Northridge地震后提出抗震區(qū)能安全使用的鋼框架連接的最大塑性轉(zhuǎn)角應(yīng)大于0.03 rad，這也是目前學(xué)術(shù)界公認(rèn)的標(biāo)準(zhǔn)。本文模型2和模型4的最大塑性轉(zhuǎn)角都大于0.03 rad，這也表明本文提出的節(jié)點(diǎn)域箱形加強(qiáng)式工字形柱弱軸連接完全能滿足這個(gè)標(biāo)準(zhǔn)要求，屬于新型Post-Northridge的范疇，值得進(jìn)一步研究和推廣。

3結(jié)語(yǔ)

（1）對(duì)于8度抗震設(shè)防區(qū)的3～6層鋼框架結(jié)構(gòu)，僅計(jì)算柱子的結(jié)構(gòu)成本時(shí)，采用箱形柱內(nèi)隔板式框架的成本比采用節(jié)點(diǎn)域箱形加強(qiáng)式工字形柱弱軸連接框架的成本高10%～19%。

（2）節(jié)點(diǎn)域箱形加強(qiáng)式工字形柱弱軸連接的承載能力略強(qiáng)于傳統(tǒng)箱形柱內(nèi)隔板式連接。

（3）節(jié)點(diǎn)域箱形加強(qiáng)式工字形柱弱軸連接破壞時(shí)都會(huì)在梁上形成塑性鉸，符合強(qiáng)柱弱梁的設(shè)計(jì)理念，而且還有強(qiáng)節(jié)點(diǎn)域連接的特點(diǎn)，最大塑性轉(zhuǎn)角都大于0.03 rad，值得進(jìn)一步研究和推廣。

參考文獻(xiàn)：

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