05开槽垫板工艺对高层钢框架节点脆断性能的影响

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钢结构框架节点域设计

钢结构框架节点域设计【摘要】在钢结构设计中，无论是钢框架还是门式钢架，节点设计都是其中的重要环节，“强节点，弱构件”更是抗震规范中所强调的。

工程实例中，发生地震后，钢结构框架的破坏有相当一部分出现在连接节点处。

虽然钢结构的震害相对于其它结构较少，但为避免地震发生时，连接节点先于框架梁破坏而导致结构变形、倒塌，设计人员应该对钢框架节点的计算及设计高度重视。

节点域的计算是节点设计的其中一个方面，如果节点域不满足要求，该节点将在梁端弯矩及剪力作用下，产生剪切变形继而先于构件屈曲破坏。

因此，节点域的设计在钢结构框架的设计中占有重要地位。

本文着重通过对节点域的概念、计算、调整、设计原则及注意事项的论述，说明了节点域的设计在钢结构框架设计中的重要性。

【关键词】钢结构框架；节点域；设计；在强震作用下,钢框架的梁柱刚接节点易发生破坏,尤其是在弹塑性阶段,节点域剪切变形明显增大,为满足强节点弱构件的设计原则,应对节点域进行处理。

一般情况下,采用在节点域腹板两面或单面贴钢板的方法补强节点域厚度,同时,节点域上下的加劲肋和侧向支承也必须设置。

焊缝的施工质量非常重要。

一、节点域的概念及计算1．节点域的概念。

节点域是指当梁与柱翼缘( 强轴) 刚性连接时，由柱翼缘与水平加劲板所包围的柱腹板范围。

当梁与柱铰接或梁与柱腹板(弱轴)刚性连接时，可不考虑节点域内容。

当梁与柱翼缘(强轴)刚性连接时，梁端弯矩通过梁翼缘对柱腹板产生剪应力，剪应力过大将导致柱腹板屈服，节点破坏; 当梁与柱铰接，弯矩无法传递至柱腹板或翼缘，也就不存在节点域超限问题; 当梁与柱腹板(弱轴)刚性连接时，只要按构造要求在柱子另一侧设置水平加劲板，剪应力将传递至加劲板及其焊缝上，不会对柱腹板产生破坏。

因此，只有当梁与柱翼缘(强轴)刚性连接时，才需考虑节点域是否超限。

2．节点域的计算。

节点域的计算分两种情况: 抗震和非抗震情况下的验算。

以工字形截面柱为例。

（1）非抗震时: 钢结构规范公式为 7．4．2－1，7．4．2－2: 一是需要满足抗剪强度要求；二是需要满足柱腹板厚度要求: ， tw—柱在节点域的腹板厚度;hb—与柱相连的梁翼缘板厚中心的距离; hc—柱翼缘板厚中心的距离。

影响钢框架刚性节点抗震性能的因素

后，分析结果显示节点的延性特征增强，
节点和宽翼缘弱轴连接节点，梁翼缘与柱翼缘连
接处沿梁翼缘宽度方向的应力峰值出现在梁翼缘
两端；而与之相反的是，强轴连接节点的应力峰值出现在梁翼缘的中部．通常全熔透焊缝自身缺而陷最严重的地方在连接焊缝的中部，得益于其应力分布，箱形柱节点和宽翼缘弱轴连接节点梁一柱连接的裂纹开始于梁翼缘两端，焊缝失效破坏的可能性相对较小。但值得注意的是，这两种节
’
图１常用梁一柱刚性节点山东建材信息网ｈｔ：ｗｗｗ．ｊ．ｎｔ／ｐ／ｓｃｃｄ
９ ‘ ４
２００６年第４ Βιβλιοθήκη 欢趣登录维普资讯
Ｎｒｒｇ地震中部分节点的梁翼缘在近节点处ｏｔｉｅｈｄ的脆性破坏常Ｉ较早出现的焊接孔末端裂纹扩展ｔ１
与柱翼缘间的全熔透对接焊缝质量应当满足夏比
施焊全熔透对接焊缝是在梁腹板切割出的焊接孔内进行，焊接孔切角与梁翼缘相交的部位是
受力复杂、纹开展敏感、力集中严重的部位，裂应
Ｖ型缺口试件（ｈｒｙＶＮｏｃ）冲击韧性试验Ｃａｐｔｈ的要求，最小冲击功应满足２．２（２ｏ和５．７１Ｊ一０Ｆ）４２Ｊ（０Ｆ）试验表明较低冲击功值的焊缝，其４７ｏ，自身缺陷发展成不稳定裂纹的可能性要大得多，这就要求焊接质量得到足够的保证。全熔透焊缝焊接时，在梁翼缘切口下设置焊接垫板（１，要图）由于操作上的困难，施焊完成后上翼缘处的垫板

钢结构焊接接头断裂破坏的影响因素及控制措施

48焊接质量控制与管理焊接技术第42卷第7期20t3年7月文章编号：1002-025X(2013)07-0048—03钢结构焊接接头断裂破坏的影响因素及控制措施赵芳(河北建筑工程学院，河北张家口075000)摘要：断裂破坏是钢结构失效的主要形式之一，其中脆性断裂是危害最大、后果最严重的破坏，而焊接辏要是钢结构中最薄弱区，因此控制焊接接头脆断是钢结构制造时的关键技术。

本文主要阐述脆性断裂破坏的影响因素，并针对其影响因素提出了钢结构焊接接头脆断的控制措施。

关建词：钢结构；焊接接头；断裂破坏中图分类号：T G421l文献标志码：B0序言由于钢结构具有强度高、质量轻、材质均匀、气密性好、制造运输方便、塑韧性好、抗冲击抗震动能力强等优点。

因而广泛应用于建筑、桥梁、车辆、电力、机械、石油化工、航空航天、海洋工程等工业部门。

焊接技术作为一种先进制造技术，是实现钢结构精确、可靠、低成本和高效连接的关键。

同时由于焊接接头化学成分、组织和性能不均匀性及易产生焊接缺陷的特点，使得焊接钢结构在制造和使用过程中都带有一定的风险，其中焊接接头断裂破坏是危害最大、后果最严重的。

甚至是灾难性的。

从事钢结构设计、生产的工程技术人员应对风险有足够的认识，掌握风险的分析和控制方法，提高应对风险的能力。

本文主要阐述焊接接头断裂破收稹日期：2012一11—06坏的影响因素及其控制措施。

1断裂的概念和种类断裂是在外力作用下材料发生分离的过程，是材料失效的主要形式之一。

按断裂前塑性变形的大小，分为脆性断裂和延性断裂2种。

1．1脆性断裂脆性断裂前没有或只有少量塑性变形，吸收的能量也较少。

1．1．1脆性断裂的过程由于材料或焊接接头的微小缺陷或裂纹处存在应力集中，在较低的工作应力作用下。

从裂纹的尖端开始扩展．直至迅速断裂。

1．1，2脆性断裂的主要特征(1)断口表面平齐光亮，表面有许多放射状或人字状条纹．这些条纹汇聚于裂纹源。

如图1所不。

i I●…h川●I Il l,1-1I PI．．-[Hl●11114"111I●…◆I Il●…I,11．I II I●…I●¨l I'Q II II●||il◆…●…◆川◆【il I◆Ⅻ14"1II l●111"4■1…◆…I+lI I'0-…●…I I●I il i●…◆lI I●…14-I il◆…14．1Ii{◆◆f●…●…l●…◆川●f●…●…●…●”●_j_l●】●-●i『f●川◆}●】】I=+1…●。

王兵1332793多高层钢结构抗震需要注意的问题

多高层钢结构的抗震设计需注意哪些问题王兵（同济大学土木工程学院，上海 200092）摘要：本文探讨了目前钢结构抗震设计中各个需要注意的问题: 其一是钢结构的地震作用, 由于多高层钢结构房屋被列入建筑抗震设计规范，存在不妥的地方；其二是抗震设计与钢结构体系之间的关系；其三重点介绍了屈强比对钢结构抗震设计的影响，并就高强钢材的应用给出了设计建议；其四探讨了钢节点脆性破坏的原因及钢节点设计的建议，最后给出了钢结构抗震对钢材性能的要求。

关键词：钢结构抗震设计梁柱连接屈强比结构体系0 引言随着我国经济的进一步发展和建筑技术的逐渐进步, 钢结构也越来越广泛的应用于建筑当中,其中在建筑结构中,钢结构具有良好抗震性, 并且工业化生产程度较高,钢结构施工周期较短,并且具体节能环保、延展性好等优点,特别对于钢结构建筑具有的延性可以对地震波产生衰减作用,减少地震对钢结构建筑的破坏。

针对钢结构建筑的如此突出的优点, 美国等等国家的钢结构建筑已占到所在国内建筑总量的一半以上。

日本是地震多发的国家,钢结构建筑在日本建筑当中的占有率更是达到了65％左右。

根据日本阪神地震后资料的显示, 在地震中钢结构建筑的受损程度和受损概率要远低于混凝土结构。

2008年四川汶川地震中, 作为钢结构建筑的绵阳体育馆也没有受到损坏, 成为安置地震灾民的主要地点。

但是根据日本阪神地震显示，钢结构连接节点也呈现出非常明显的脆性破坏，所以在进行钢结构的抗震设计的时候, 设计者应从历次震害中吸取经验和教训,除了在强度、刚度上提高结构的抗力和增大钢结构在往复荷载作用下的塑性变形能力外, 还应该从减小地震作用方面考虑,以及钢材的屈强比，梁柱连接构造方面考虑，做到既经济合理、又安全可靠。

1 我国现行抗震规范GB50011[1]我国多高层钢结构抗震纳入了抗震规范GB50011，但是现行抗震规范主要是针对钢筋混凝土结构而言，对于控制钢结构在地震作用下的表现并不十分令人满意，也不能充分的利用钢结构的延性。

对钢框架结构节点抗震设计思想的分析

３边缘纤维屈服，）传统的弹性设计（当于６度或非抗震设相
防要求）。各种构件的宽厚比要求，见Ｇ０１—００建筑抗震设计详Ｂ５０２１１
Ｍ＝ｓ — ）：Ａｈｔ＋∑（）（ｉｆｚ
＝ｍｎｎ，｝ｉ｛Ⅳ ，ｌ
曲，保证耗能作用的发挥。受压板件宽厚比可分为三个等级：１全截面进入塑性，）出现塑性铰，求转动能力（当于要相８度，９度抗震设防要求）；
其中，，的计算方法如下：Ｍ１当工字形梁翼缘用对接焊缝、）腹板用角焊缝连接时：
ＢＩＣｈｎ・ａｇａｇｇｎ
（ｈｎａｇＤｓｎａｄＲｓａｃｓｔｔｏｏｅｒｕｔｌｒｙｈｎａｇ１００，Ｃｉ）ＳｅｙｎｅｉｎｅｒＩｔｕｅｆＮｎｒｓＭｅｌｇ，Ｓｅｙｎ１０３ｈｎｇｅｈｎｉｆｏａｕａ
当
／时［（，，１Ｎ４：＿…
ｙ－
Ａ，ｆ］，ｙ
．
】（）１１
其中，为被连接构件的全塑性弯矩；＝Ａ；为构件净ＭＮｙＡ
所需螺栓数目＝＝为丽Ｖ
＝．。实际取５４８个
截面面积；为构件腹板净截面面积。Ａ
Ｍ２２高强螺栓。
响，就可能出现地震作用下的局部破坏，甚至整体倒塌Ｊ。因此，
钢结构的抗震问题也是需要认真研究的。本文针对最常见的钢
３构造缺陷：）梁翼缘与柱连接处的垫板一般在焊接后就留在框架结构，到节点的重要性，考虑将对节点的抗震设计思想进行结构上，与柱翼缘之间容易成为裂缝发展的起源。深入分析，有助于加深对节点抗震设计思路和具体方法的理解，

钢框架梁柱刚性节点破坏机理分析

ＷａｇＷａｚｅｎｎｈｎ
（ｉｌＵｉｒｔｏｒ￣ｅｔｅａｄＴｃｎｌｇＸｉｌ７０５）ＸｌｎｖｓｙｆｅｔｕｎｅｈｏｙａｅｉＡｅｒｏｌ１０５ａ
ＺａｉｏｇｈｏＨａｈｎ
当之处及对此问题的展望。
关键词：钢框架
梁柱节点对接焊缝
有限元模型
ＡＮＡＬＹＳＳｏＮＩＦＲＡＣＴＵＲＥ匝ＣＨＡＮＩＭＳＭＦＲⅡ）ＧＥＤｏＩＢＥ怂僵ＣＯＬＵＭＮ－ＣｏＮＮＥＣ【ｏＮＳＳＴＥＥＬＦＲＡＭＳ
ａｉｔｆｆａｔｒｆｒａ－ｏｕｏｎｃｉｎａｒｅｉｅａｅｎｔｅｃｒｎｐｃｆｃｔｎ，ｔｉｒｉｌｅｅｄｓｉｕｏｆｂｌｙｏｃｕｅｏｉｉｒｄｂｍｃｌｍｎｃｎｅｔｓｔｔａｅｄｓｅｏｈｎｇｄｂｓｄｏｕｒｔｓｅｉａｉｓｈｓａｔｅｇｔｔｉｔｂｔｎｏｈｅｉｏｃｓｈｒｉ
为了使梁柱连接能够形成可靠的耗能体系，Ｅ …要ＦＭＡ
脆断现象，坏位置主要在梁翼缘与柱连接的焊缝处，引破这
起了工程界的不安和兴趣。为此，文进行如下研究。本
图１试件示意
（ｏｔｗｓＩｓｔｔｆＤｅｉｎ＆ＲｅｅｒｈｏｉａＣｎｔｕｔｎＸｉａ７１０３ＮｒｅｔｎｔｕｅｏｓｇｈｉｓａｃｆＣｈｎｏｓｒｃｉｏｌｌ００）

钢框架节点形式及位置对抗震性能的影响

最大的困难就是盖板与梁翼缘的焊接及检测，特
加劲肋
别是采用厚盖板时将使坡口焊很大，致使焊缝的收缩、复原等更加困难，同时更容易在梁翼缘和盖板的交界处产生更大的残余应力。此类节点目前应用不多。
件都达到了指定转角水平。北京交通大学杨庆山
教授以及他的研究生对此节点的开洞半径和梁腹板上的圆孔与柱翼缘的距离对节点域的承载能力
图４托座式节点
的影响作了详细的论述。这种节点主要是在不影
板式节点。
抗弯承载力，表现在梁原截面抗弯承载力和塑性铰剪力与其到柱面弯矩的乘积二者之和，已列入
抗震规范。
１．盖板式节点［（图２见）其设计思想是加强节点承载能力。这种节点的延性要好于以往的节点，但有时也出现脆性破坏。对于这种节点，
削弱和钢梁翼缘削弱式。美国ＦＭＡ（ｅｅＭ — ＥＦｄｒＥｍｅｇｎｙｎｇｍｎＡｅｃ）的研究报告表明：钢ｒｅｃＭａａｅｅｉｇｎｙ梁腹板削弱适合于即存结构的修复，但这种方式对梁端抗剪不利，我国未见采用。
图３劲板式节点ａ
加劲肋
下
图２盖板式节点

芯层开槽对复合夹层板力学性能的影响分析

图。上下面层厚为ｈ，芯层厚为ｈ，：芯层上下表面开有矩形沟槽，槽宽为Ｗ，为ｄ沟槽间距为ｓ沟深，，呈正交布置。假设面板、材主材和槽内树脂三者芯
增强技术，科学、合理、经济地利用该结构材料。齿
层间应力分布以及板竖向位移的影响。与芯层无开槽情况的结果相比较，析了芯材开槽对于防止面分
层和芯层间剥离的积极作用。同时研究了沟槽的尺
两短边固支，边自由，表面承受竖向均布载荷为长上
００４／另一种是两长边自由，短边固支，．０Ｎｍｍ；一另
本文研究泡沫芯材开槽复合材料板的力学性能，将芯层沟槽和泡沫芯材分开，对芯层开槽的复合
材料夹层板建立模型，用ＡＳＳ进行弹性分析。应ＮＹ
研究了芯层开槽对泡沫芯材受力、层与上下表层芯
２１第３期００年
玻璃钢／复合材料
２５
芯层开槽对复合夹层板力学性能的影响分析
姚秀冬，周叮，刘伟庆
（南京工业大学土木工程学院，南京２００）１０９
摘要：将芯层沟槽和泡沫芯材分开，应用有限元商业软件ＡＳＳ对芯层开槽的复合材料夹层板建立物理模型，ＮＹ，进行弹性
槽式界面是在芯材的上下表面开置正交沟槽，些这
沟槽填满树脂后将面板与芯材连在一起，可提高其

端板连接腹板开孔削弱型节点抗震性能研究

端板连接腹板开孔削弱型节点抗震性能研究钢材的强度高,延性好,在工程实践中应用十分广泛,但是钢构件容易产生屈曲,尤其是梁柱连接节点更容易发生局部失稳和破坏的情况。

传统梁柱端板连接节点在梁端的下翼缘容易出现裂缝,为了提高节点的抗震性能,可以采用使塑性铰产生位置出现在远离梁柱连接处的方法。

利用有限元软件ABAQUS,在有关端板连接节点试验和研究成果的基础上进行梁腹板开孔削弱,研究在不同削弱参数下节点的抗震性能,得出提高节点抗震性能的合理削弱参数范围。

首先,参考国内外对端板连接节点研究的相关数据,对梁柱端板连接腹板开孔削弱型节点进行研究,用ABAQUS有限元软件进行建模,通过试验数据与模型数据的对比验证软件模拟的可靠性,再创建一个进行过梁腹板开孔削弱的模型,得出模型数据,从塑性铰生成位置、滞回曲线、骨架曲线、延性和耗能能力等方面入手,对比分析梁柱端板连接普通型试件与梁柱端板连接腹板开孔削弱型试件的抗震性能。

结果表明:梁柱端板连接腹板开孔削弱型试件的塑性铰生成位置出现在明显远离节点连接的地方,且抗震性能比梁柱端板连接普通型节点要好。

其次,对梁柱端板连接腹板开孔削弱型节点采用不同的削弱参数,设计一系列削弱型试件,选取11个不同削弱参数的试件作为研究对象,分析梁腹板削弱起始距离L_n和梁腹板开孔直径D_n对梁柱端板连接节点抗震性能的影响。

结果表明:选取合适的削弱参数,可以使塑性铰的产生位置发生外移,节点极限承载力的下降量在一定范围内,同时提高节点的延性和耗能能力。

最后,得出梁腹板削弱起始距离L_n和梁腹板开孔直径D_n的合理取值范围,以提高节点的延性和耗能能力,为以后对梁柱端板连接腹板开孔削弱型节点进行更深入的研究提
供基础。

浅谈高层钢结构的地震倒塌控制

浅谈高层钢结构的地震倒塌控制摘要:尽管钢结构的抗震性能较好,但是在地震作用下,当结构的层间位移较大的时候,也会引起结构的破坏甚至倒塌。

本文对目前高层钢结构地震倒塌控制进行了简要的总结。

关键词:高层钢结构地震反应倒塌失效准则地震是对人类生存环境破坏较严重的一种自然灾害。

我国是地震发生较频繁的国家,而且强震发生较多。

地震荷载是随机性的,当发生强地震时,地震烈度往往超过当地的抗震设防烈度,结构往往会遭到超过预计的破坏,甚至发生倒塌破坏,即便规范要求进行抗震设防,也不一定能确保结构安全。

自上世纪以来,里氏7.0级以上的大地震,我国就发生了七次,给我国造成了巨大的人员伤亡和经济损失,并造成了严重的社会影响。

1976年的唐山大地震,烈度达到Ⅺ度,唐山市的地面建筑基本上全部都塌,死亡24万人,直接经济损失30多亿元人民币;1999年的台湾南投7.6级地震,倒塌各种建筑9909栋,财产损失92亿美元;2008年的汶川大地震,烈度达到Ⅺ度,远超过房屋抗震设防烈度,震中映秀镇的地面建筑基本全部倒塌,北川县城变成一片废墟,死亡 6.9万人,财产损失8451亿元人民币。

地震造成的人员伤亡和财产损失,主要来自建筑物的倒塌,因此,提高建筑的整体抗震能力,特别是提高建筑抗地震倒塌能力,具有重要的研究意义。

钢材具有较强的塑性变形能力,钢结构被认为具有良好的抗震性能。

然而,在1994年的Northridge地震和1995年的Kobe地震中,钢结构发生破坏,甚至倒塌。

主要是因为,主要是因为梁柱之间的抗弯焊缝连接大量发生脆性断裂,节点的脆性破坏改变了钢结构在地震作用下的破坏模式,使其无法在合适的位置形成塑性铰,发展塑性变形,导致国内外对梁柱节点的抗震性能进行了大量研究。

为改进节点部位的延性,梁柱节点的抗震性能研究主要基于“强节点弱构件”的思想,通过加强连接的强度和削弱梁端截面[1],使塑性铰从柱面外移一段距离,出现在梁上。

也可通过改进节点构造形式,如去掉焊接垫板、严格焊接工艺要求,构件部分替换等方法,减小节点区的应力集中现象,改善节点区的应力分布,从而改善节点的抗震性能[2]。

新型钢框架焊接节点抗震性能试验与数值分析

新型钢框架焊接节点抗震性能试验与数值分析作者：赵旭冉郑山锁张晓辉曹琛来源：《湖南大学学报·自然科学版》2020年第11期摘要：为提高钢框架焊接节点的抗震性能，提出一种盖板加强与腹板开孔削弱并用的新型节点构造形式. 对4个不同构造形式的钢框架焊接节点试件（标准型、盖板加强型、腹板开孔削弱型、新型）进行了低周往复加载试验及有限元分析，对比研究了梁端局部构造形式对钢框架节点破坏模式、滞回性能、承载力、刚度退化、延性及耗能能力的影响. 结果表明：相比标准节点，采取局部构造措施的节点均实现了塑性铰外移，使得破坏模式由梁柱连接焊缝处脆性破坏转换为梁局部塑性破坏;塑性变形能力及耗能能力显著提高;塑性应变累积加剧板件局部屈曲，造成强度、刚度逐步退化，抗震性能更优越. 新型节点在承载力、刚度基本不变的前提下，延性及耗能能力分别增加了20.0%、27.9%，验证了该类节点的可行性. 文中建立的基于应力三轴度损伤准则的有限元模型可有效预测各类型钢框架焊接节点在循环荷载作用下的受力性能.关键词：新型钢框架焊接节点;局部构造形式;抗震性能;低周往复加载试验;有限元分析中图分类号：TU391，TU317.1 文献标志码：AExperimental and Numerical Analysis on Seismic Behaviorof a New Type of Steel Frame Welded ConnectionZHAO Xuran1，2，ZHENG Shansuo1，2†，ZHANG Xiaohui1，2，CAO Chen1，2（1. School of Civil Engineering，Xi’an University of Architecture and Technology，Xi’an 710055，China;2. Key Laboratory of Structural Engineering and Earthquake Resistance （XAUAT）of the Ministry of Education，Xi’an 710055，China）Abstract：In order to improve the seismic performance of steel frame welded connections， a new type connection with combined strengthened cover and hole weakened web was presented. Low-cyclic reversed loading tests and finite element analysis were carried out on four steel beam-to-column connections with different structural forms （standard form， cover-plate reinforced form， web-opening weakened form， and new form）. The influence of local structural forms at beam end on the failure modes， hysteretic behavior， bearing capacity， stiffness degradation， ductility and energy dissipation capacity of the specimens were compared and discussed. The results show that，compared with the standard connection， the connection with local structural forms realizes the outward movement of plastic hinge from the connection zone， making the failure mode from the brittle failure of the connection weld to the plastic failure of the beam . Plastic deformation capacity and energy dissipation capacity are significantly improved as well. Plastic strain accumulation aggravates the local buckling of plates， resulting in gradual degradation of strength and stiffness，and the seismic performance is superior. In addition， under the premise that the bearing capacity and stiffness basically remain unchanged， the ductility and energy dissipation capacity of the new type connection increase by 20.0% and 27.9%， respectively， which verifies the feasibility of this connection. The finite element model， based on stress triaxiality damage criterion illustrated in this paper， can well predict the mechanical performance of various types of steel-frame-welded connections under cyclic loading.Key words：a new type of steel frame welded connection; local structural form; seismic performance; low-cyclic reversed loading test; finite element analysis自美国Northridge地震（1994年）和日本Kobe地震（1995年）后，为避免普通钢框架焊接节点在强震作用下发生脆性破坏，各国学者进行了大量的研究，提出了多种改善节点抗震性能的措施. 主要思路是实现塑性铰外移，改善节点处的复杂应力状态，缓解局部应力集中现象，从而提高节点的抗震性能[1]. 塑性铰外移分为2种基本形式：即梁端局部加强（如盖板加强型、扩大翼缘型、腋梁加强型）与梁截面局部削弱（狗骨型、腹板开孔型、焊接孔扩大型）[2-5].日本普遍采用梁端翼缘扩大型节点;美国主要采用狗骨型（RBS）节点;我国《建筑抗震设计规范》（GB 50011—2010）推荐采用梁端盖板加强型节点. 但加强型节点需加大梁端截面或外加辅助件，势必造成不经济[6]. 削弱型节点则以降低试件的承载力为代价，且易引起削弱处板件局部稳定问题，存在一定弊端[7]. 可见，已有节点形式虽能增强节点的抗震性能，但都将不同程度上改变节点的强度或刚度. 为此，本文提出梁端翼缘盖板加强与腹板开孔削弱并用的新型节点，旨在满足梁柱节点强度与刚度基本不变的前提下实现塑性铰外移，避免节点发生脆性破坏，保证钢框架结构的安全性.本文共设计了4个不同构造形式的钢框架焊接节点试件（分别为标准型、盖板加强型、腹板开孔削弱型、新型），研究了梁端局部构造对钢框架节点破坏形态、滞回曲线、承载力、刚度退化、延性及耗能能力等抗震性能的影响，并通过试验及数值模拟，验证了新型节点的可行性，以供实际工程参考.1 试验概况1.1 试件设计根据《钢结构设计标准》（GB 50017—2017）[8]及《建筑抗震设计规范》（GB 50011—2010）[9]要求，并以“强柱弱梁”“强节点弱构件”为原则设计了4个1 ∶ 2的钢框架焊接节点试件. 试件均采用Q235B热轧H型钢制作，柱截面规格为HW250×250×9×14，高度为2 050 mm，梁截面规格为HN300×150×6.5×9，长度为1 750 mm.为研究梁端局部构造形式对钢框架节点抗震性能的影响，建立4种节点形式：标准型节点、腹板开孔削弱型节点、盖板加强型节点及新型节点，如图1所示. 其中，新型节点构造上属于翼缘盖板加强与腹板开孔削弱并用的节点形式，即通过改变框架梁盖板长度、腹板开孔半径及孔圆心至梁端的距离，使其承载力曲线与标准节点试件承载力曲线相近或重合.不同构造形式节点参数取值参照FEMA-350[10]及GB 50011—2010[9]. 为了保证梁端塑性铰外移至腹板开孔处，并使得盖板对塑性铰区翼缘约束作用相同，以便于分析局部構造变化对节点抗震性能的影响，新型节点翼缘盖板长度取为腹板开孔圆心至梁端的距离减去开孔半径，即将盖板长度与腹板开孔位置2个变量合为1个变量，用盖板长度表示. 腹板开孔半径为80 mm，盖板尺寸为200 mm×120 mm×10 mm （长×宽×厚）.所有试件梁柱连接均采用全焊连接，钢梁翼缘与钢柱翼缘采用Q235B加强板进行对接，加强板和梁翼缘与柱翼缘采用单边坡口全熔透对接焊缝连接;钢梁腹板与柱翼缘采用双面角焊缝连接. 焊条为E43型，焊缝质量符合《焊缝无损检测等级和评定》（GB/T 11345—2013）“B-Ⅱ级”要求. 试件详细尺寸如图2所示. 试件主要设计参数见表1. 钢材实测力学性能见表2.1.2 加载装置及加载制度试验在西安建筑科技大学结构实验室完成，加载装置如图3所示. 柱两端通过压梁及地脚螺栓固定于刚性地面上，且在柱翼缘与压梁、地面之间分别设垫滚板以确保柱在轴向力作用下能够自由变形. 柱端通过1台500 kN千斤顶施加轴向荷载;梁端采用50 t MTS液压伺服作动器施加水平低周往复荷载. 同时为了防止试件发生平面外失稳，在梁端两侧加设侧向支撑[11].试验时，首先在柱端施加400 kN恒定轴向荷载，轴压比约为0.19. 梁端水平荷载参考美国AISC 341-10[12]，以层间位移角为控制参数进行加载，具体加载制度见图4. 其中，层间位移角定义为：式中：Δ为梁端加载点水平侧移;L为梁的计算长度（1 500 mm）. 为了便于试验结果分析，规定作动器推向为正向，拉向为负向.1.3 测试内容试验测试内容包括：1）位移测量：位移计LVDT1测量梁端加载点位移;位移计LVDT2用来测量柱端位移;位移计LVDT3、LVDT4用来测量梁端塑性铰区转角;位移计LVDT5用来测量梁柱相对转角. 2）应变测量：在节点核心区、梁端塑性铰区等位置布置应变片以监测试件关键部位应变发展规律. 位移及应变测点布置如图5所示.2 试验结果及分析2.1 试验现象标准型节点SJ-1：在加载初期处于弹性阶段，其荷载-位移曲线呈线性发展. 当加载至θ为1.5%第1循环时，荷载-位移曲线出现明显转折，表明试件屈服进入塑性阶段，但此时试件各部位无明显变化. 当加载至θ为3%第2循环时，梁上、下翼缘距柱表面约80 mm出现轻微局部屈曲. 当加载至θ为4%第2循环时，梁腹板出现鼓曲现象，与此同时，梁下翼缘在焊接孔趾处出现细微横向裂纹. 持续加载，横向裂纹迅速发展并贯通整个翼缘，腹板在焊接孔趾处亦出现裂纹. 当加载至θ为5%第2循环时，梁下翼缘焊接孔趾处完全拉断，试件破坏，试验结束.Key words：a new type of steel frame welded connection; local structural form; seismic performance; low-cyclic reversed loading test; finite element analysis自美国Northridge地震（1994年）和日本Kobe地震（1995年）后，为避免普通钢框架焊接节点在强震作用下发生脆性破坏，各国学者进行了大量的研究，提出了多种改善节点抗震性能的措施. 主要思路是实现塑性铰外移，改善节点处的复杂应力状态，缓解局部应力集中现象，从而提高节点的抗震性能[1]. 塑性铰外移分为2种基本形式：即梁端局部加强（如盖板加强型、扩大翼缘型、腋梁加强型）与梁截面局部削弱（狗骨型、腹板开孔型、焊接孔扩大型）[2-5].日本普遍采用梁端翼缘扩大型节点;美国主要采用狗骨型（RBS）节点;我国《建筑抗震设计规范》（GB 50011—2010）推荐采用梁端盖板加强型节点. 但加强型节点需加大梁端截面或外加辅助件，势必造成不经济[6]. 削弱型节点则以降低试件的承载力为代价，且易引起削弱处板件局部稳定问题，存在一定弊端[7]. 可见，已有节点形式虽能增强节点的抗震性能，但都将不同程度上改变节点的强度或刚度. 为此，本文提出梁端翼缘盖板加强与腹板开孔削弱并用的新型节点，旨在满足梁柱节点强度与刚度基本不变的前提下实现塑性铰外移，避免节点发生脆性破坏，保证钢框架结构的安全性.本文共设计了4个不同构造形式的钢框架焊接节点试件（分别为标准型、盖板加强型、腹板开孔削弱型、新型），研究了梁端局部构造对钢框架节点破坏形态、滞回曲线、承载力、刚度退化、延性及耗能能力等抗震性能的影响，并通过试验及数值模拟，验证了新型节点的可行性，以供实际工程参考.1 试验概况1.1 试件设计根据《钢结构设计标准》（GB 50017—2017）[8]及《建筑抗震设计规范》（GB 50011—2010）[9]要求，并以“强柱弱梁”“强节点弱构件”为原则设计了4个1 ∶ 2的钢框架焊接节点试件. 试件均采用Q235B热轧H型钢制作，柱截面规格为HW250×250×9×14，高度为2 050 mm，梁截面规格为HN300×150×6.5×9，长度为1 750 mm.为研究梁端局部构造形式对钢框架节点抗震性能的影响，建立4种节点形式：标准型节点、腹板开孔削弱型节点、盖板加强型节点及新型节点，如图1所示. 其中，新型节点构造上属于翼缘盖板加强与腹板开孔削弱并用的节点形式，即通过改变框架梁盖板长度、腹板开孔半径及孔圆心至梁端的距离，使其承载力曲线与标准节点试件承载力曲线相近或重合.不同构造形式节点参数取值参照FEMA-350[10]及GB 50011—2010[9]. 为了保证梁端塑性铰外移至腹板开孔处，并使得盖板对塑性铰区翼缘约束作用相同，以便于分析局部构造变化对节点抗震性能的影响，新型节点翼缘盖板长度取为腹板开孔圆心至梁端的距离减去开孔半径，即将盖板长度与腹板开孔位置2个变量合为1个变量，用盖板长度表示. 腹板开孔半径为80 mm，盖板尺寸为200 mm×120 mm×10 mm （长×宽×厚）.所有试件梁柱连接均采用全焊连接，钢梁翼缘与钢柱翼缘采用Q235B加强板进行对接，加强板和梁翼缘与柱翼缘采用单边坡口全熔透对接焊缝连接;钢梁腹板与柱翼缘采用双面角焊缝连接. 焊条为E43型，焊缝质量符合《焊缝无损检测等级和评定》（GB/T 11345—2013）“B-Ⅱ级”要求. 试件详细尺寸如图2所示. 试件主要设计参数见表1. 钢材实测力学性能见表2.1.2 加载装置及加载制度试验在西安建筑科技大学结构实验室完成，加载装置如图3所示. 柱两端通过压梁及地脚螺栓固定于刚性地面上，且在柱翼缘与压梁、地面之间分别设垫滚板以确保柱在轴向力作用下能够自由变形. 柱端通过1台500 kN千斤顶施加轴向荷载;梁端采用50 t MTS液压伺服作动器施加水平低周往复荷载. 同时为了防止试件发生平面外失稳，在梁端两侧加设侧向支撑[11].试验时，首先在柱端施加400 kN恒定轴向荷载，轴压比约为0.19. 梁端水平荷载参考美国AISC 341-10[12]，以层间位移角为控制参数进行加载，具体加载制度见图4. 其中，层间位移角定义为：式中：Δ为梁端加载点水平侧移;L为梁的计算长度（1 500 mm）. 为了便于试验结果分析，规定作动器推向为正向，拉向为负向.1.3 测试内容试验测试内容包括：1）位移测量：位移計LVDT1测量梁端加载点位移;位移计LVDT2用来测量柱端位移;位移计LVDT3、LVDT4用来测量梁端塑性铰区转角;位移计LVDT5用来测量梁柱相对转角. 2）应变测量：在节点核心区、梁端塑性铰区等位置布置应变片以监测试件关键部位应变发展规律. 位移及应变测点布置如图5所示.2 试验结果及分析2.1 试验现象标准型节点SJ-1：在加载初期处于弹性阶段，其荷载-位移曲线呈线性发展. 当加载至θ为1.5%第1循环时，荷载-位移曲线出现明显转折，表明试件屈服进入塑性阶段，但此时试件各部位无明显变化. 当加载至θ为3%第2循环时，梁上、下翼缘距柱表面约80 mm出现轻微局部屈曲. 当加载至θ为4%第2循环时，梁腹板出现鼓曲现象，与此同时，梁下翼缘在焊接孔趾处出现细微横向裂纹. 持续加载，横向裂纹迅速发展并贯通整个翼缘，腹板在焊接孔趾处亦出现裂纹. 当加载至θ为5%第2循环时，梁下翼缘焊接孔趾处完全拉断，试件破坏，试验结束.Key words：a new type of steel frame welded connection; local structural form; seismic performance; low-cyclic reversed loading test; finite element analysis自美国Northridge地震（1994年）和日本Kobe地震（1995年）后，为避免普通钢框架焊接节点在强震作用下发生脆性破坏，各国学者进行了大量的研究，提出了多种改善节点抗震性能的措施. 主要思路是实现塑性铰外移，改善节点处的复杂应力状态，缓解局部应力集中现象，从而提高节点的抗震性能[1]. 塑性铰外移分为2种基本形式：即梁端局部加强（如盖板加强型、扩大翼缘型、腋梁加强型）与梁截面局部削弱（狗骨型、腹板开孔型、焊接孔扩大型）[2-5].日本普遍采用梁端翼缘扩大型节点;美国主要采用狗骨型（RBS）节点;我国《建筑抗震设计规范》（GB 50011—2010）推荐采用梁端盖板加强型节点. 但加强型节点需加大梁端截面或外加辅助件，势必造成不经济[6]. 削弱型节点则以降低试件的承载力为代价，且易引起削弱处板件局部稳定问题，存在一定弊端[7]. 可见，已有节点形式虽能增强节点的抗震性能，但都将不同程度上改变节点的强度或刚度. 为此，本文提出梁端翼缘盖板加强与腹板开孔削弱并用的新型节点，旨在满足梁柱节点强度与刚度基本不变的前提下实现塑性铰外移，避免节点发生脆性破坏，保证钢框架结构的安全性.本文共设计了4个不同构造形式的钢框架焊接节点试件（分别为标准型、盖板加强型、腹板开孔削弱型、新型），研究了梁端局部构造对钢框架节点破坏形态、滞回曲线、承载力、刚度退化、延性及耗能能力等抗震性能的影响，并通过试验及数值模拟，验证了新型节点的可行性，以供实际工程参考.1 试验概况1.1 试件设计根据《钢结构设计标准》（GB 50017—2017）[8]及《建筑抗震设计规范》（GB 50011—2010）[9]要求，并以“强柱弱梁”“强节点弱构件”为原则设计了4个1 ∶ 2的钢框架焊接节点试件. 试件均采用Q235B热轧H型钢制作，柱截面规格为HW250×250×9×14，高度为2 050 mm，梁截面规格为HN300×150×6.5×9，长度为1 750 mm.为研究梁端局部构造形式对钢框架节点抗震性能的影响，建立4种节点形式：标准型节点、腹板开孔削弱型节点、盖板加强型节点及新型节点，如图1所示. 其中，新型节点构造上属于翼缘盖板加强与腹板开孔削弱并用的节点形式，即通过改变框架梁盖板长度、腹板开孔半径及孔圆心至梁端的距离，使其承载力曲线与标准节点试件承载力曲线相近或重合.不同构造形式节点参数取值参照FEMA-350[10]及GB 50011—2010[9]. 为了保证梁端塑性铰外移至腹板开孔处，并使得盖板对塑性铰区翼缘约束作用相同，以便于分析局部构造变化对节点抗震性能的影响，新型节点翼缘盖板长度取为腹板开孔圆心至梁端的距离减去开孔半径，即将盖板长度与腹板开孔位置2个变量合为1个变量，用盖板长度表示. 腹板开孔半径为80 mm，盖板尺寸为200 mm×120 mm×10 mm （长×宽×厚）.所有試件梁柱连接均采用全焊连接，钢梁翼缘与钢柱翼缘采用Q235B加强板进行对接，加强板和梁翼缘与柱翼缘采用单边坡口全熔透对接焊缝连接;钢梁腹板与柱翼缘采用双面角焊缝连接. 焊条为E43型，焊缝质量符合《焊缝无损检测等级和评定》（GB/T 11345—2013）“B-Ⅱ级”要求. 试件详细尺寸如图2所示. 试件主要设计参数见表1. 钢材实测力学性能见表2.1.2 加载装置及加载制度试验在西安建筑科技大学结构实验室完成，加载装置如图3所示. 柱两端通过压梁及地脚螺栓固定于刚性地面上，且在柱翼缘与压梁、地面之间分别设垫滚板以确保柱在轴向力作用下能够自由变形. 柱端通过1台500 kN千斤顶施加轴向荷载;梁端采用50 t MTS液压伺服作动器施加水平低周往复荷载. 同时为了防止试件发生平面外失稳，在梁端两侧加设侧向支撑[11].试验时，首先在柱端施加400 kN恒定轴向荷载，轴压比约为0.19. 梁端水平荷载参考美国AISC 341-10[12]，以层间位移角为控制参数进行加载，具体加载制度见图4. 其中，层间位移角定义为：式中：Δ为梁端加载点水平侧移;L为梁的计算长度（1 500 mm）. 为了便于试验结果分析，规定作动器推向为正向，拉向为负向.1.3 测试内容试验测试内容包括：1）位移测量：位移计LVDT1测量梁端加载点位移;位移计LVDT2用来测量柱端位移;位移计LVDT3、LVDT4用来测量梁端塑性铰区转角;位移计LVDT5用来测量梁柱相对转角. 2）应变测量：在节点核心区、梁端塑性铰区等位置布置应变片以监测试件关键部位应变发展规律. 位移及应变测点布置如图5所示.2 试验结果及分析2.1 试验现象标准型节点SJ-1：在加载初期处于弹性阶段，其荷载-位移曲线呈线性发展. 当加载至θ为1.5%第1循环时，荷载-位移曲线出现明显转折，表明试件屈服进入塑性阶段，但此时试件各部位无明显变化. 当加载至θ为3%第2循环时，梁上、下翼缘距柱表面约80 mm出现轻微局部屈曲. 当加载至θ为4%第2循环时，梁腹板出现鼓曲现象，与此同时，梁下翼缘在焊接孔趾处出现细微横向裂纹. 持续加载，横向裂纹迅速发展并贯通整个翼缘，腹板在焊接孔趾处亦出现裂纹. 当加载至θ为5%第2循环时，梁下翼缘焊接孔趾处完全拉断，试件破坏，试验结束.Key words：a new type of steel frame welded connection; local structural form; seismic performance; low-cyclic reversed loading test; finite element analysis自美国Northridge地震（1994年）和日本Kobe地震（1995年）后，为避免普通钢框架焊接节点在强震作用下发生脆性破坏，各国学者进行了大量的研究，提出了多种改善节点抗震性能的措施. 主要思路是实现塑性铰外移，改善节点处的复杂应力状态，缓解局部应力集中现象，从而提高节点的抗震性能[1]. 塑性铰外移分为2种基本形式：即梁端局部加强（如盖板加强型、扩大翼缘型、腋梁加强型）与梁截面局部削弱（狗骨型、腹板开孔型、焊接孔扩大型）[2-5].日本普遍采用梁端翼缘扩大型节点;美国主要采用狗骨型（RBS）节点;我国《建筑抗震设计规范》（GB 50011—2010）推荐采用梁端盖板加强型节点. 但加强型节点需加大梁端截面或外加辅助件，势必造成不经济[6]. 削弱型节点则以降低试件的承载力为代价，且易引起削弱处板件局部稳定问题，存在一定弊端[7]. 可见，已有节点形式虽能增强节点的抗震性能，但都将不同程度上改变节点的强度或刚度. 为此，本文提出梁端翼缘盖板加强与腹板开孔削弱并用的新型节点，旨在满足梁柱节点强度与刚度基本不变的前提下实现塑性铰外移，避免节点发生脆性破坏，保证钢框架结构的安全性.本文共设计了4个不同构造形式的钢框架焊接节点试件（分别为标准型、盖板加强型、腹板开孔削弱型、新型），研究了梁端局部构造对钢框架节点破坏形态、滞回曲线、承载力、刚度退化、延性及耗能能力等抗震性能的影响，并通过试验及数值模拟，验证了新型节点的可行性，以供实际工程参考.1 试验概况1.1 试件设计根据《钢结构设计标准》（GB 50017—2017）[8]及《建筑抗震设计规范》（GB 50011—2010）[9]要求，并以“强柱弱梁”“强节点弱构件”为原则设计了4个1 ∶ 2的钢框架焊接节点试件. 试件均采用Q235B热轧H型钢制作，柱截面规格为HW250×250×9×14，高度为2 050 mm，梁截面规格为HN300×150×6.5×9，长度为1 750 mm.为研究梁端局部构造形式对钢框架节点抗震性能的影响，建立4种节点形式：标准型节点、腹板开孔削弱型节点、盖板加强型节点及新型节点，如图1所示. 其中，新型节点构造上属于翼缘盖板加强与腹板开孔削弱并用的节点形式，即通过改变框架梁盖板长度、腹板开孔半径及孔圆心至梁端的距离，使其承载力曲线与标准节点试件承载力曲线相近或重合.不同构造形式节点参数取值参照FEMA-350[10]及GB 50011—2010[9]. 为了保证梁端塑性铰外移至腹板开孔处，并使得盖板对塑性铰区翼缘约束作用相同，以便于分析局部构造变化对节点抗震性能的影响，新型节点翼缘盖板长度取为腹板开孔圆心至梁端的距离减去开孔半径，即将盖板长度与腹板开孔位置2个变量合为1个变量，用盖板长度表示. 腹板开孔半径为80 mm，盖板尺寸为200 mm×120 mm×10 mm （长×宽×厚）.所有试件梁柱连接均采用全焊连接，钢梁翼缘与钢柱翼缘采用Q235B加强板进行对接，加强板和梁翼缘与柱翼缘采用单边坡口全熔透对接焊缝连接;钢梁腹板与柱翼缘采用双面角焊缝连接. 焊条为E43型，焊缝质量符合《焊缝无损检测等级和评定》（GB/T 11345—2013）“B-Ⅱ级”要求. 试件详细尺寸如图2所示. 试件主要设计参数见表1. 钢材实测力学性能见表2.1.2 加载装置及加载制度试验在西安建筑科技大学结构实验室完成，加载装置如图3所示. 柱两端通过压梁及地脚螺栓固定于刚性地面上，且在柱翼缘与压梁、地面之间分别设垫滚板以确保柱在轴向力作用下能够自由变形. 柱端通过1台500 kN千斤顶施加轴向荷载;梁端采用50 t MTS液压伺服作動器施加水平低周往复荷载. 同时为了防止试件发生平面外失稳，在梁端两侧加设侧向支撑[11].试验时，首先在柱端施加400 kN恒定轴向荷载，轴压比约为0.19. 梁端水平荷载参考美国AISC 341-10[12]，以层间位移角为控制参数进行加载，具体加载制度见图4. 其中，层间位移角定义为：式中：Δ为梁端加载点水平侧移;L为梁的计算长度（1 500 mm）. 为了便于试验结果分析，规定作动器推向为正向，拉向为负向.1.3 测试内容试验测试内容包括：1）位移测量：位移计LVDT1测量梁端加载点位移;位移计LVDT2用来测量柱端位移;位移计LVDT3、LVDT4用来测量梁端塑性铰区转角;位移计LVDT5用来测量梁柱相对转角. 2）应变测量：在节点核心区、梁端塑性铰区等位置布置应变片以监测试件关键部位应变发展规律. 位移及应变测点布置如图5所示.2 试验结果及分析2.1 试验现象。

高层钢框架

高层钢框架作者：李贯林张明来源：《城市建设理论研究》2013年第16期摘要：我国是一个地震多发的国家，在工程建设的时候，需要将建筑物的抗震性能充分考虑，以此提升建筑物的抗震等级。

在高层建筑中，钢框架支撑结构体系的应用，具有很好的抗震效果，本文就此阐述高层钢框架-支撑体系的抗震。

关键词：高层钢结构；钢框架体系；钢框架支撑体系；围护结构中图分类号： TU391 文献标识码： A 文章编号：引言钢结构建筑体系具有自重轻、地震反应小，钢材强度高、延性好、塑性变形能力强等优点，因此其抗震性能是其他钢筋混凝土和砌体结构所无法比拟的，尤其在遭罕遇地震下能够避免建筑物的整体倒塌性破坏。

1、纯钢框架体系钢框架体系是指沿房屋的纵向和横向均采用框架作为承重和抵抗侧力的主要构件所形成的结构体系。

该体系类似于钢筋混凝上框架体系，不同的是将混凝土梁柱改为钢梁和钢柱。

框架梁与柱一般均采取刚性连接，有时为了加大结构的延性，或防止梁与柱连接焊缝的脆断，也有采取半刚性连接构造。

该体系刚度比较均匀，自重较轻，对地震作用不敏感，且具有较好的延性，是一种较好的抗震结构形式。

但钢框架体系的整体变形属于剪切型，抗侧刚度小，在强震作用下弹塑性变形所产生的水平位移较大，会致使非结构部分（如填充墙、建筑装修和设备管道等）严重破坏。

因此钢框架结构体系不宜建造太高，主要应用于高度40m以下的多、高层建筑中。

2、钢框架—支撑体系钢框架—支撑体系以框架体系为基础，沿房屋的纵向或横向布置一定数量的竖向支撑所形成的结构体系。

钢框架—支撑体系中的框架梁与柱原则上为采用刚性连接，对于非抗震区或6度设防区，可根据工程具体情况，部分可以采用铰接。

框架—支撑体系在水平荷载作用下，通过楼板的变形协调与刚接框架共同作用，形成双重抗侧结构体系，支撑框架是第一道防线，框架是第二道防线。

从整体变形上看，框架—支撑体系整体变形呈弯剪型，从而使得层间位移以及整个结构体系的最大位移都显著减小。

槽钢加强钢梁腹板开圆孔梁柱节点滞回性能数值模拟分析

第51卷第9期2021年5月上建㊀筑㊀结㊀构Building StructureVol.51No.9May 2021DOI :10.19701/j.jzjg.2021.09.023∗河北省教育厅青年基金项目(QN2017323),河北建筑工程学院创新基金(XB201926)㊂作者简介:刘仲洋,博士,副教授,硕士生导师,Email:smartlzy @㊂槽钢加强钢梁腹板开圆孔梁柱节点滞回性能数值模拟分析∗刘仲洋1,2,㊀王安安1,㊀董新元1,㊀张明普1,㊀毛㊀会1,㊀陈㊀杰1(1河北建筑工程学院,张家口075051;2河北省土木工程诊断㊁改造与抗灾重点实验室,张家口075051)[摘要]㊀为解决钢梁腹板开圆孔型节点开孔处抗震承载力不足㊁受力变形过大等问题,提出了在钢梁腹板孔洞区域设置开孔槽钢的加强方法,并以槽钢弧形削弱位置rl ㊁削弱深度c ㊁槽钢厚度t ㊁槽钢材性m 为主要参数,设计了15个节点模型㊂运用有限元软件ANSYS 模拟分析了循环荷载作用下各模型的滞回曲线㊁骨架曲线㊁刚度退化情况及耗能能力㊂结果表明:在梁腹板开孔处设置槽钢后,节点的极限承载能力㊁初始刚度㊁耗能能力较未加强节点均大幅度提升;槽钢上下翼缘及腹板进行适当弧形削弱的节点较未削弱或削弱不当的节点,其后期刚度退化速率较小,滞回曲线更加饱满,总能量耗散系数最大;槽钢削弱位置rl 和削弱深度c 相同的节点的承载力㊁初始刚度㊁耗能性能均随着槽钢厚度t 的增加而增加;槽钢的强度等级高于钢梁强度时,节点在峰值位移阶段的耗能能力显著降低㊂[关键词]㊀钢梁腹板开圆孔梁柱节点;槽钢加强;滞回性能;刚度退化;耗能能力;节点模型中图分类号:TU391文献标识码:A文章编号:1002-848X (2021)09-0141-08[引用本文]㊀刘仲洋,王安安,董新元,等.槽钢加强钢梁腹板开圆孔梁柱节点滞回性能数值模拟分析[J].建筑结构,2021,51(9):141-148,135.LIU Zhongyang,WANG An an,DONG Xinyuan,et al.Numerical simulation analysis of hysteresis behavior of beam-column joints with circular holes in the steel beam web reinforced with channel steel[J].Building Structure,2021,51(9):141-148,135.Numerical simulation analysis of hysteresis behavior of beam-column joints with circular holes inthe steel beam web reinforced with channel steelLIU Zhongyang 1,2,WANG An an 1,DONG Xinyuan 1,ZHANG Mingpu 1,MAO Hui 1,CHEN Jie 1(1Hebei University of Architecture,Zhangjiakou 075051,China;2Hebei Key Laboratory for Diagnosis,Reconstruction and Anti-disaster of Civil Engineering,Zhangjiakou 075051,China)Abstract :In order to solve the problems of insufficient seismic bearing capacity and excessive deformation at the opening ofsteel beam web circular hole type joint,the strengthening method of setting opening channel steel in the hole area of steelbeam web was proposed.With the arc weakening position rl ,weakening depth c ,channel steel thickness t and channelsteel material m as the main parameters,15joint models were designed.The hysteretic curve,skeleton curve,stiffnessdegradation and energy dissipation capacity of each model under cyclic load were simulated and analyzed by using the finite element software ANSYS.The results show that the ultimate bearing capacity,initial stiffness and energy dissipation capacity of the joint are greatly improved after setting the channel steel at the opening of the beam web compared with thoseof the unreinforced joint;the specimens with appropriate arc weakening of the upper and lower flange and web of thechannel steel have smaller stiffness degradation rate,fuller hysteretic curve and the largest total energy dissipation coefficient.The bearing capacity,initial stiffness and energy dissipation performance of the joints with the same channelweakening position rl and weakening depth c increase with the increase of channel steel thickness t .When the strength grade of channel is higher than that of steel beam,the energy dissipation capacity of the joints in the peak displacementstage decreases significantly.Keywords :beam-column joint with circular holes in the steel beam web;reinforced with channel steel;hysteresisbehavior;stiffness degeneration;energy dissipation capability;joint model0㊀概述1994年美国北岭地震中,焊接钢框架节点发生了不同程度的脆性断裂,且破坏时塑性转角没有达到规范规定的0.03rad [1]㊂因此,北岭地震引发了建㊀筑㊀结㊀构2021年新的研究项目的启动[2-3]㊂国内外学者调查了这些节点断裂的原因,并提出了加强型与削弱型节点㊂这两种节点都可以使塑性铰远离柱面,减少了焊缝通孔(WAH)处的应力㊂然而,削弱型节点似乎更受研究人员的青睐㊂Hedayat等[1]指出,加强型比削弱型节点通常更费时费力,因为前者需要焊接且焊接质量直接影响节点的性能;Chi等[4]指出,加强型节点可能会导致强梁弱柱的出实现,影响结构的抗震性能;卢林枫等[5]对标准型㊁加强型(盖板㊁翼缘扩大㊁加腋)和削弱型(RBS)节点进行了滞回性能研究,研究表明,通过对梁端进行适当削弱,可使塑性铰从梁端转移到削弱区域,且滞回曲线比较稳定,无明显退化现象㊂但Ohsaki等[6]通过试验发现削弱型节点也有一些缺点,如削弱区域应力集中导致变形过大,导致结构的横向刚度降低,梁腹板局部屈曲以及横向扭转屈曲的可能性增加㊂针对上述缺点,国内外学者提出了多种补强措施㊂Hedayat等[1]利用ANSYS对腹板开两个水平长孔节点进行了分析,研究结果显示,在孔洞处设置加劲肋,有效地减小了梁翼缘和腹板在孔洞处的过度屈曲,提高了节点的强度和延性㊂Roudsarl[7]研究了加劲肋对翼缘削弱型(RBS)节点滞回性能的影响,研究表明,RBS节点的塑性转角从0.03rad降低到0.04rad㊂刘明明等[8]对腹板开圆孔处设置加劲肋(钢套管)梁柱节点的抗震性能进行了有限元分析,结果显示,开孔处设置加劲肋明显降低了焊缝处的von Mises应力水平,减小了节点核心区域的塑性变形,延缓了梁截面屈曲变形所需的时间㊂张涛等[9]以实际工程为背景,针对腹板开洞超限钢梁,提出了钢套管+斜向45ʎ加劲肋补强措施,通过有限元软件ABAQUS分析得出了加劲肋可有效地缓解开孔处应力集中,且对限制孔洞处的变形作用最佳㊂我国‘高层民用建筑钢结构技术规程“(JGJ99 2015)[10]也针对腹板开圆孔㊁矩形孔钢梁,分别提出了套管㊁环形加劲肋㊁环形板以及纵横加劲肋等补强措施,并给出了相应的构造参数㊂综上所述,设置加劲肋可有效降低孔洞处的塑性变形,缓解应力集中现象,延缓梁截面屈曲变形所需的时间,提高节点的抗震性能㊂本文在前人研究的基础上,针对腹板开圆形孔,提出了一种新型补强方式:槽钢补强,即在钢梁腹板开孔位置设置槽钢,槽钢与梁柱通过焊接的形式相连接㊂槽钢开圆孔的位置及尺寸与钢梁相同,如图1所示㊂运用有限元软件ANSYS17.0对不同参数下槽钢补强型钢梁腹图1㊀槽钢补强型钢梁腹板开圆孔梁柱节点板开圆孔梁柱节点进行滞回性能研究,从而得到最优参数㊂1㊀有限元数值模拟准确性验证1.1试验模型参数为验证有限元数值模拟的准确性,对文献[11]中的翼缘开孔削弱型(IPE270-RBSH)节点试件进行验证㊂梁采用IPE270(欧洲H型钢标准),截面为H270ˑ135ˑ6.6ˑ10.2,梁长800mm,梁截面尺寸及翼缘板开孔参数㊁位置见图2㊂柱和节点域用高强底板代替,并将钢梁焊接于底板上,为了限制梁端转角,在底板上放置了足够的加劲板㊂梁端的加载方式为低周往复循环加载,并以层间位移角控制㊂图2㊀梁截面尺寸及开孔参数1.2有限元模型创建运用有限元软件ANSYS17.0对节点试件IPE270-RBSH进行实体建模,采用Solid92实体单元,并对其进行网格划分㊂材料本构模型选用多线性随动强化KINH(通用)模型,并考虑包辛格效应,材料应力-应变关系曲线参考文献[11]进行设置㊂梁端为固接,故对其施加X,Y,Z方向的约束以及转角约束㊂为使梁端部所有节点具有相同的竖向位移,对梁端部所有节点进行Y方向位移耦合,并在其耦合点上施加低周往复循环荷载㊂为简化分析,不再对其底板进行建模,有限元网格划分模型见图3㊂241第51卷第9期刘仲洋,等.槽钢加强钢梁腹板开圆孔梁柱节点滞回性能数值模拟分析图3㊀试件IPE270-RBSH 模型网格划分图4㊀试件IPE270-RBSH 有限元与试验破坏特征对比1.3结果对比分析表1为节点IPE270-RBSH 有限元分析与试验数据对比㊂从表中可以得出,试验与有限元分析所得出的结果数据较为接近,误差较小,均在可接受范围之内㊂试件IPE270-RBSH 有限元分析与试验数据对比表1对比项试验值模拟值误差屈服转角/rad 1.080.998.3%极限转角/rad 4.03 3.92 2.73%屈服弯矩/(kN ㊃m)120.7116.8 2.65%极限弯矩/(kN ㊃m)144140.3 2.57%延性系数μ 3.73 3.96-6.17%初始刚度/(kN /m)112118-5.36%㊀㊀图4为试验和有限元模拟所得到的试件破坏形态㊂从图中可以看出,有限元模拟与试验所得到的试件破坏特征基本相同㊂试验表现为当加载到0.04rad 时,梁上翼缘板在第一个开孔处发生断裂;随着继续加载,断裂从翼缘扩展到腹板,整个截面在削弱区域失效㊂有限元模拟结果为在翼缘开孔处和腹板处出现应力集中,与试验破坏形态吻合度较高㊂表明,有限元模拟可以较好地反映构件的受力性能及破坏模式,可用于后续槽钢补强钢梁腹板开圆孔梁柱节点的滞回性能分析㊂2㊀槽钢补强腹板开孔节点有限元建模图5㊀钢材应力-应变本构模型2.1有限元模型参数分析模型中梁㊁柱㊁柱核心区肋板采用Q235B 钢,钢材的本构模型采用三线性随动强化模型并考虑下降段的影响,钢材应力-应变关系曲线如图5所示㊂㊀㊀梁截面为H400ˑ200ˑ8ˑ12,梁长1500mm;柱截面为H450ˑ300ˑ12ˑ18,节点域柱腹板加劲肋采用4-414ˑ144ˑ12,柱高1800mm;腹板开圆孔直径D 和开孔中心至柱翼缘表面的距离L 参见文献[12],取D =250mm,L =385mm,见图6(a);槽钢截面尺寸为376ˑ96ˑ10ˑ10,长度为585mm,且槽钢腹板开孔位置及开孔尺寸和钢梁一致,槽钢模型尺寸见图6(b),其中b w ,b f 分别为槽钢腹板㊁翼缘的削弱长度,c w ,c f 分别为槽钢腹板㊁翼缘的削弱深度,钢材材料性能见表2㊂图6㊀槽钢补强腹板开圆孔节点钢材材料性能参数[12]表2参数f y /MPa f st /MPa f u /MPa εyεstεu取值2983304200.00120.2640.182.2变参数设计为探讨槽钢补强腹板开圆孔梁柱节点的滞回性能,对槽钢关键参数槽钢削弱位置rl ㊁槽钢翼缘及腹板弧形削弱深度c ㊁槽钢厚度t 以及槽钢材性m 分别进行了建模分析,设计了四个系列RBW-U-rl,RBW-U-c,RBW-U-t,RBW-U-m 节点,为对比方便,将基本节点RBW-base(腹板开圆孔未设置槽钢)也纳入其中,节点编号及参数见表3㊂2.3边界条件及加载制度柱上下端为铰接,故约束其三个方向(X ,Y ,Z )的水平自由度,为防止梁端加载点应力集中,将梁端Y 方向的节点耦合到主节点上,在主节点上施加循环荷载,计算简图及有限元模型见图7㊂加载方式为位移加载,并采用美国抗震规范[15]推荐的加载方式控制,加载制度见图8㊂341建㊀筑㊀结㊀构2021年图9㊀RBW-U-rl系列节点滞回曲线图10㊀RBW-U-rl 系列节点破坏模式节点编号及参数表3节点编号rl c /mm 翼缘腹板翼缘腹板t/mmm RBW-baseQ235RBW-U10Q235RBW-U-rl-1上下 7510Q235RBW-U-rl-2上下右753510Q235RBW-U-c-1上下右353510Q235RBW-U-c-2上下右503510Q235RBW-U-c-3上下右505010Q235RBW-U-c-4上下右757510Q235RBW-U-t-1上下右75356Q235RBW-U-t-2上下右75358Q235RBW-U-t-3上下右753512Q235RBW-U-m-1上下右753510LY100RBW-U-m-2上下右753510LY160RBW-U-m-3上下右753510Q345㊀㊀注:表中右是指槽钢削弱位置在腹板开孔右侧, 上下是指槽钢削弱位置在上下翼缘㊂Q345,LY100,LY160材性分别参见文献[13],[14]㊂图7㊀节点计算简图及有限元模型图8㊀加载制度3㊀RBW-U-rl 系列节点滞回性能分析3.1滞回曲线及破坏模式图9㊁图10为分别为RBW-U-rl 系列节点的荷载-位移曲线㊁破坏模式,为了便于对照将节点RBW-base,RBW-U 也加入其中(图11~13同)㊂由图9可知,各节点滞回曲线均较为饱满,无明显的捏拢现象,其中,节点RBW-U-rl-1,RBW-U-rl-2滞回面积较大,且无明显滞后现象,而RBW-base,RBW-U 由于构件发生了局部屈曲(图10(a),(b)),导致构件刚度降低,故加载时刚度退化较为明显㊂从破坏模式方面来看,节点RBW-U-rl-1,RBW-U-rl-2更优胜于节点RBW-U㊂节点RBW-U-rl-1,RBW-U-rl-2破坏时,塑性铰在梁腹板开孔处㊁槽钢削弱区域形成,无明显应力集中现象,破坏时塑性转角达到了0.08rad;而节点RBW-U 破坏时,塑㊀㊀㊀㊀441第51卷第9期刘仲洋,等.槽钢加强钢梁腹板开圆孔梁柱节点滞回性能数值模拟分析图11㊀RBW-U-rl系列节点骨架曲线图12㊀RBW-U-rl系列节点刚度退化曲线图13㊀RBW-U-rl系列节点能量耗散系数E性铰在补强区域末端形成,应力集中现象明显,梁翼缘及腹板发生严重的屈曲变形,破坏时塑性转角为0.04rad,仅比节点RBW-base(0.03rad)提高了0.01rad㊂总体来说,节点RBW-U虽承载力较高,但延性相比于节点RBW-U-rl-1,RWS-U-rl-2较差;节点RBW-U-rl-1,RWS-U-rl-2在承载力方面相差不大,但后者在补强区域末端的等效塑性应力分布更加均匀,见图10(c),(d)㊂故在后续分析中均以槽钢弧形削弱位置(上下翼缘㊁腹板开孔右侧)为定量进行变参数分析㊂3.2骨架曲线图11为RBW-U-rl系列节点骨架曲线分布㊂从图中可以看出,节点RBW-U,RBW-U-rl-1,RBW-U-rl-2峰值承载力与基本节点RBW-base相比分别增大了106%,82%,80%,极限位移提高了33%,60%, 61.2%,且各节点均经历了弹性㊁弹塑性阶段㊂在弹性阶段,各节点的骨架曲线呈直线分布,此阶段无残余应力产生;随着荷载的增加,各节点骨架曲线斜率减小,进入弹塑性阶段,其中节点RBW-base,RBW-U 骨架曲线由于局部屈曲出现了明显的下降段,导致节点刚度降低,而节点RBW-U-rl-1,RBW-U-rl-2的骨架曲线则趋于平缓,无明显刚度退化现象,冗余度较高㊂3.3刚度退化曲线图12为RBW-U-rl系列节点刚度退化曲线分布㊂从图中可知,各节点的刚度退化曲线变化趋势大致相同,均表现为节点的刚度随着位移的增加呈下降趋势㊂整体来讲,在钢梁腹板开孔处设置槽钢,节点的初始刚度不仅显著增大,而且其刚度退化现象也得到了有效控制,其中节点RBW-U,RBW-U-rl-1, RBW-U-rl-2的初始刚度较节点RBW-base分别提高了36.2%,30.8%,29.2%,其效果较为明显㊂节点RBW-U-rl-1,RBW-U-rl-2的初始刚度虽略低于RBW-U,但随着荷载的增加,节点的后期刚度退化现象减弱,接近平直线分布,这与滞回曲线㊁骨架曲线得出的规律相一致㊂3.4耗能能力节点耗散能量的优劣程度通常用能量耗散系数E来表示㊂图13为RBW-U-rl系列节点能量耗散系数E在各阶段的分布情况,由图13可知,各节点在屈服点时的能量耗散系数E在0.51~0.58之间,差别甚微,说明在弹性阶段内,各节点耗能能力相当且耗能能力有限;随着进入弹塑性阶段,各节点的耗能能力有所差别,节点RBW-U-rl-1,RBW-U-rl-2在峰值点㊁极值点的能量耗散系数E较节点RBW-U, RBW-base有了显著提高,表明在钢梁腹板开孔处设置槽钢以及对槽钢上下翼及腹板进行削弱,节点的承载力㊁极限位移增加,滞回曲线所包络的范围更广,耗能能力随之增强㊂4㊀RBW-U-c系列节点滞回性能分析4.1滞回曲线及破坏模式图14㊀RBW-U-c系列节点滞回曲线从图14㊁图15分别为RBW-U-c系列节点的荷载-位移滞回曲线及破坏模式㊂由图14可知,各节点滞回曲线呈梭形和纺锤形,无明显捏拢现象㊂通过对图14(a)㊁图14(b)㊁图9(d)以及图15(a)㊁图15(b)㊁图9(d)对比可得以出,当槽钢腹板削弱深541建㊀筑㊀结㊀构2021年图15㊀RBW-U-c 系列节点破坏模式度一定时(35mm),随着槽钢翼缘削弱深度的增加,滞回曲线所包围的面积逐渐增加,刚度退化现象明显减弱,并且其破坏模式发生了变化,当翼缘削弱深度为35mm 时,塑性转角在补强区域末端形成,钢梁翼缘及腹板发生了严重的屈曲变形,随着槽钢翼缘削弱至50,75mm 时,塑性铰由补强区域末端逐渐转移到腹板开孔削弱区域,减轻了补强区域末端应力集中现象,钢梁翼缘及腹板无明显屈曲变形,故刚度退化现象得到了控制㊂图16㊀RBW-U-c 系列节点骨架曲线图17㊀RBW-U-c系列节点刚度退化曲线图18㊀RBW-U-c 系列节点能量耗散系数E从图9(d)㊁图15(d)以及图9(d)㊁图15(d)对比分析可知,槽钢翼缘削弱深度一定时(75mm),当槽钢腹板由35mm 削弱75mm 时,梁端的塑性转角呈明显下降趋势,由0.08rad 下降到0.05rad㊂其原因如下:由于槽钢腹板削弱过多,荷载加载至层间位移角达0.05rad 时,在腹板开孔的末端发生了应力集中现象,腹板局部撕裂,加载终止㊂综上所述,槽钢补强腹板开孔节点的滞回性能随槽钢翼缘削弱深度的增加而增加,随腹板削弱深度增加而减小,当槽钢翼缘削弱深度为75mm,腹板削弱深度为35mm 时,节点的滞回性能最好㊂4.2骨架曲线图16为RBW-U-c 系列节点的骨架曲线对比㊂由图16可知,在弹性阶段,各节点骨架曲线基本重合,而到了塑性阶段,由于节点RBW-U-c-1,RBW-U-c-2,RBW-U-c-3在补强区域末端钢梁的腹板㊁翼缘出现屈曲变形从而导致骨架曲线突降,节点RBW-U-rl-2塑性铰出现在腹板开孔及槽钢翼缘削弱区域,钢梁的腹板及翼缘未出现明显屈曲变形,骨架曲线较为平缓,节点无明显刚度退化现象㊂4.3刚度退化曲线RBW-U-c 系列节点的刚度退化曲线见图17㊂从图中可以看出,在加载初期,由于各节点初始刚度较为接近,故当加载至屈服位移(25.25mm)时,各节点刚度退化曲线发生叠合,且刚度退化速率较快;随着荷载的增加,在各节点的刚度显现出明显差异,其中,节点RBW-U-c-4由于槽钢腹板削弱过大,后期刚度下降速率最快;节点RBW-U-c-1,RBW-U-c-1,RBW-U-c-3槽钢腹板㊁翼缘存在或多或少的削弱,刚度退化速率次之,而与该系列对比的节点RBW-U-rl-2,由于槽钢削弱较为合理,后期刚度退化速率降低并逐渐趋于平稳,较其余节点体现出良好的变形能力㊂4.4耗能能力图18为RBW-U-c 系列节点的能量耗散系数分布图㊂从图中可以看出,各节点的能量耗散系数随着位移的增加呈上升趋势,节点的耗能能力主要为弹塑性阶段提供,约占总耗能88%~92.3%;弹性阶段各节点的能量耗散系数数值相当,在0.51~0.58之间,能量耗散系数较小,对节点耗能贡献不大㊂对比各模型的耗能性能可知,节点RBW-U-rl-2的耗能能力最强,其总能量耗散系数为7.01,其次为节点RBW-U-c-2,RBW-U-c-1,RBW-U-c-3,总能量耗散系数分别为6.2,5.72,5.6,节点RBW-U-c-4总能量耗散系数最低,为4.91㊂以上说明通过对槽钢腹板㊁翼缘进行合理的削弱,可使节点的耗能性能641第51卷第9期刘仲洋,等.槽钢加强钢梁腹板开圆孔梁柱节点滞回性能数值模拟分析大幅度提升㊂5㊀RBW-U-t 系列节点滞回性能分析5.1滞回曲线图19为RBW-U-t 系列节点的荷载-位移滞回曲线㊂由图19可知,各节点滞回曲线较为饱满,均呈纺锤形分布,随着槽钢厚度t 的增加,滞回曲线所包围的面积逐渐增加,耗能能力明显提高,并且滞回环的退化现象明显减弱㊂图20㊀RBW-U-t 系列节点骨架曲线图21㊀RBW-U-t 系列节点刚度退化曲线图22㊀节点RBW-U-t 能量耗散系数E图23㊀RBW-U-m系列节点滞回曲线图19㊀RBW-U-t 系列节点滞回曲线5.2骨架曲线图20为RBW-U-t 系列节点的骨架曲线,通过对比分析可以得出,节点最大承载力随着槽钢厚度的增加而增加,当槽钢厚度为12mm 时,最大承载力为398.3kN,较槽钢厚度为6mm 时增大28.6%;槽钢厚度的增加,使各节点骨架曲线在塑性阶段更趋于平缓,刚度退化现象得到有效控制,变形能力提高㊂5.3刚度退化曲线图21为RBW-U-t 系列节点的刚度退化曲线㊂由图可知,各节点的刚度退化分布规律大致相似,均表现为:在达到屈服位移时,各节点刚度退化速率较快,随着位移的增加,节点进入弹塑性阶段,节点的塑性变形消耗了大量能量,使得刚度退化速率放缓㊂总体来说,节点的初始刚度随槽钢厚度t 的增加而增加,并且其后期刚度退化速率明显减弱㊂5.4耗能能力RBW-U-t 系列节点的能量耗散系数分布图见图22㊂由图可知,随着槽钢厚度t 的增加,节点在屈服点㊁峰值点以及极限点的能量耗散系数均有所增加且呈阶梯形分布㊂其中节点RBW-U-t-3的总能量耗散系数E 最大,达到了7.52,较节点RBW-U-t-1,RBW-U-t-2,RBW-U-rl-2分别增大了31.7%,18.05%,8.02%,说明通过增加槽钢的厚度,增加了节点的刚度,其抵抗变形的能力得到增强,耗能能力也随之增加㊂6㊀RBW-U-m 系列节点滞回性能分析6.1滞回曲线RBW-U-m 系列节点的荷载-位移滞回曲线见图23㊂由图可知,除节点RBW-U-m-3外,其余节点741建㊀筑㊀结㊀构2021年㊀㊀㊀图24㊀RBW-U-m系列节点骨架曲线图25㊀RBW-U-m系列节点刚度退化曲线图26㊀RBW-U-m节点能量耗散系数E的滞回曲线都较为饱满,均呈纺锤形,且随着槽钢强度的增加,滞回曲线所包围的面积逐渐增加,耗能能力明显提高;节点RBW-U-m-3由于槽钢强度(Q345)高于母材(Q235),当加载至层间位移角达0.04rad时,塑性铰出现在补强区域的末端,钢梁上下翼缘及腹板出现屈曲变形,节点刚度退化较为明显,耗能能力较节点RBW-U-m-1,RBW-U-m-2, RBW-U-rl-2显著降低㊂6.2骨架曲线图24为RBW-U-m系列节点的骨架曲线,对比分析可以看出,节点的最大承载力随着槽钢强度的增加而增加,节点RBW-U-m-3的峰值承载力为404kN,较节点RBW-U-m-1增加25.2%;在弹塑性阶段,除节点RBW-U-m-3外,各节点骨架曲线分布较为平稳,无显著下降趋势,而节点RBW-U-m-3加载至层间位移角达0.03rad时,梁上下翼缘及腹板发生局部屈曲,导致骨架曲线突降,节点刚度退化现象较为严重㊂6.3刚度退化曲线图25为RBW-U-m系列节点的刚度退化曲线,从图中可以看出,槽钢的材性对构件的初始刚度有较大影响,槽钢强度等级为Q345时,节点RBW-U-m-3的初始刚度为25.52kN/m,较节点RBW-U-m-1, RBW-U-m-2,RBW-U-rl-2有较大提高㊂当梁端竖向位移小于67.5mm(塑性转角0.04rad),节点RBW-U-m-3的刚度退化速率小于其余节点,随着位移的继续加大,节点RBW-U-m-3中由于补强区域末端钢梁腹板发生了局部屈曲,故后期的刚度退化速率突增;节点RBW-U-m-1,RBW-U-m-2,RBW-U-rl-2的后期刚度退化速率较为平缓,后期的耗能性能优于节点RBW-U-m-3㊂6.4耗能能力图26为RBW-U-m系列节点的能量耗散系数分布对比㊂从图中可以看出,除节点RBW-U-m-3外,节点RBW-U-m-1,RBW-U-m-2及RBW-U-rl-2的能量耗散系数均在各个阶段均增大,其中,极限位移极端的能量耗散系数达到了总能量耗散系数的50%以上,在能量耗散中占主导地位㊂而节点RBW-U-m-3能量耗散主要分布在峰值位移阶段,此阶段刚度退化速率小于其余节点,能量耗散系数较高,而在极限位移阶段,节点由于发生了局部屈曲而导致后期刚度退化速率加大,耗能能力下降,表明槽钢的强度等级高于母材时,对节点极限位移阶段的耗能能力有较大影响㊂7㊀结论运用有限元软件ANSYS17.0对关键参数下槽钢补强腹板开圆孔梁柱节点进行了循环荷载作用下的滞回性能分析,得出以下结论:(1)在梁腹板开孔处设置槽钢,节点的极限承载能力㊁初始刚度㊁耗能能力较未加强节点均大幅度提升㊂(2)通过对槽钢弧形削弱位置rl㊁削弱深度c㊁槽钢厚度t㊁槽钢材性m一系列参数进行有限元分析得出槽钢的构造参数:当槽钢上下翼缘削弱深度c为75mm㊁腹板削弱深度为c为35mm㊁槽钢厚度t 不小于6mm㊁槽钢强度等级不高于梁柱等级且不小于梁柱强度两个等级时,节点表现出了良好的耗能能力㊂参考文献[1]HEDAYAT A,CELIKAG M.Post-Northridge connectionwith modified beam end configuration to enhance strengthand ductility[J].Journal of Constructional SteelResearch,2009,65(7):1520-1527.[2]MAHIN S A.Lessons from damage to steel buildingsduring the Northridge Earthquake[J].EngineeringStructures1998;20(4/6):261-70.[3]MILLER D K.Lessons learned from the NorthridgeEarthquake[J].Engineering Structures1998,20(4-6):249-60.(下转第135页)841第51卷第9期李国胜.门式刚架抗风柱与钢梁下翼缘连接问题及改进1.08ˑ107/4.14ˑ104=261N/mm2,大于Q235钢的抗弯强度设计值f=215N/mm2,但小于Q345钢的抗弯强度设计值f=305N/mm2,因此,刚性系杆采用ϕ121ˑ4钢管,Q345钢,能满足要求㊂5.4.4斜撑抗压强度验算斜撑轴力设计值为23.07kN,明显小于L75ˑ4角钢的抗压承载力设计值,限于篇幅,计算从略㊂从上述计算可以看出,采用设斜撑的方法,对于斜撑两端连接螺栓及刚性系杆与钢梁加劲肋连接螺栓,抗剪承载力富余较多,一般采用不小于2M12普通螺栓即可;对于刚性系杆的抗弯强度验算,仅采用满足长细比不小于220的截面一般不能满足要求,如本算例中6m跨时采用ϕ89ˑ3钢管能满足长细比要求,但不满足抗弯承载力要求,而且相差较多,需加大到ϕ121ˑ4才能满足要求㊂6　结论(1)抗风柱与钢梁下翼缘通过竖向长圆孔螺栓连接时,抗风柱传给钢梁下翼缘的水平力将引起钢梁受扭和檩条受拉,连接节点将产生较大内力,受力不合理,设计中尽可能不采用该连接方法㊂但在屋面材料能够适应较大变形时,可采用抗风柱顶与钢梁底固定连接的方法,该方法能大大减小钢梁高度㊁节点内力㊁钢梁扭矩和檩条拉力㊂(2)如采用抗风柱与钢梁下翼缘连接的方法,当抗风柱传来的水平力和钢梁高度均不大时,可在钢梁下翼缘与刚性系杆之间设45ʎ斜撑,或采取以下措施:对连接节点进行承载力验算;钢梁承载力保留一定富余;在抗风柱位置布置檩条;双坡屋面及单坡屋面的低区被纵向边缘带宽度a覆盖的端开间檩条,在设计由1.0恒荷载+1.4风荷载(吸力)控制且受荷面积不小于10m2时,适当加大其截面㊂当抗风柱传来的水平力很大或钢梁高度很大时,应在端开间抗风柱对应位置的钢梁高度范围内设垂直支撑,或斜向刚性系杆㊂参考文献[1]门式刚架轻型房屋钢结构技术规范:GB51022 2015[S].北京:中国建筑工业出版社,2015.[2]‘钢结构设计手册“编辑委员会.钢结构设计手册[M].3版.北京:中国建筑工业出版社,2004. [3]门式刚架轻型房屋钢结构:02SG518-1[S].北京:中国计划出版社,2006.[4]门式刚架轻型房屋钢结构:04SG518-2[S].北京:中国计划出版社,2006.[5]门式刚架轻型房屋钢结构:04SG518-3[S].北京:中国计划出版社,2006.[6]门式刚架轻型房屋钢结构:15G108-6[S].北京:中国计划出版社,2017.[7]门式钢架轻质房屋钢结构技术规程:CECS102ʒ2002[S].北京:中国计划出版社,2003.[8]建筑结构荷载规范:GB50009 2012[S].北京:中国建筑工业出版社,2012.[9]钢结构设计标准:GB50017 2017[S].北京:中国建筑工业出版社,2018.[10]西安冶金建筑学院,重庆建筑工程学院.钢结构[M].北京:中国建筑工业出版社,1984.(上接第148页)[4]CHI B,UANG C M,CHEN A.Seismic rehabilitation ofpre-Northridge steel moment connections:a case study[J].Journal of Constructional Steel Research,2006,62(8):783-792.[5]卢林枫,徐莹璐,郑宏,等.带混凝土楼板的钢框架梁柱弱轴连接节点滞回性能试验研究[J].建筑结构学报,2017,38(12):12-21.[6]OHSAKI M,TAGAWA H,PAN P.Shape optimization ofreduced beam section under cyclic loads[J].Journal ofConstructional Steel Research,2009,65(7):1511-1519.[7]ROUDSARL M T,ABDOLLAHI F,SALIMI H.Theeffect of stiffener on behavior of reduced beam sectionconnections in steel moment-resisting frame[J].International Journal of Steel Structures,2015,15(4):827-834.[8]刘明明,蒋红英.腹板开孔处设置加劲肋的梁柱节点的抗震性能研究[J].钢结构,2018,33(11):7-15.[9]张涛,张昊,陆秀丽,等.H型钢梁腹板开洞加强构造的有限元优化分析与设计[J].建筑结构,2017,47(16):64-69.[10]高层民用建筑钢结构技术规程:JGJ99 2015[S].北京:中国建筑工业出版社,2016.[11]TAHAMOULIROUDSARI M,JAMSHIDI K H,TORKAMAN M,et al.Experimental and numericalinvestigations of rigid IPE beam connections with drilledflange and web stiffener[J].Structures,2018,16:303-316.[12]杨庆山.梁腹板开圆孔的钢框架抗震节点[J].中国安全科学学报,2005,15(2):45-50,40.[13]张驰,张春涛,王汝恒.腐蚀损伤对Q345钢材力学性能的影响[J].西南科技大学学报,2017,32(2):50-55.[14]施刚,王珣,高阳,等.国产低屈服点钢材循环加载试验研究[J].工程力学,2018,35(8):30-38. [15]Seismic provisions for structural steel buildings:ANSI/AISC341-05[S].Chicago:American Institute of SteelConstruction,2010.531。

钢框架梁端翼缘板式加强型节点力学性能研究的开题报告

钢框架梁端翼缘板式加强型节点力学性能研究的开题报告题目：钢框架梁端翼缘板式加强型节点力学性能研究研究背景与意义：随着工程建设技术的不断发展，钢结构作为一种新型且具有优越性能的结构体系在工程领域得到了越来越广泛的应用。

其中，钢框架结构是一种常用的轻型结构体系，在建筑、桥梁、管道和输电塔等领域得到了广泛应用。

而在结构的设计中，节点是连接构件和构件之间的重要部位，也是结构承载能力的关键部分。

因此，节点的结构设计与性能研究十分重要。

针对目前钢框架梁节中存在的节点强度低、刚度不足等问题，一种新型的节点结构应运而生——端翼缘板式加强型节点。

该节点设计利用了梁的端部翼缘板加强了节点的刚度和强度，形式简单、施工方便，具有较好的工程应用价值。

然而，目前对该节点结构的力学性能研究尚较薄弱，因此本课题拟对钢框架梁端翼缘板式加强型节点的力学性能及其影响因素开展系统、深入的研究。

研究内容与方法：本课题研究内容为钢框架梁端翼缘板式加强型节点的力学性能研究，具体包括以下几个方面：（1）建立节点模型：根据实际工程的节点结构，采用有限元软件建立节点模型，进行节点力学行为分析。

（2）节点强度分析：对端翼缘板式加强型节点进行受力分析，研究节点承载能力及其破坏形式，探究节点结构的强度性能。

（3）节点刚度分析：通过节点刚度分析，研究端缘翼板的刚度对节点刚度的影响，探究端翼缘板式加强型节点的刚度性能。

（4）节点参数优化：通过有限元软件模拟不同参数下的节点结构，探究节点结构参数对力学性能的影响规律，优化节点结构参数，提高节点的力学性能。

本课题研究方法主要采用数值模拟与实验对比分析相结合，引入有限元分析对节点进行分析，选取通用的钢材进行现场模拟试验，验证模型计算结果的准确性。

研究预期成果：通过本课题的研究，可以对钢框架梁端翼缘板式加强型节点的强度、刚度等性能进行深入研究，找到这种节点结构的优点和不足，为节点结构的优化设计提供基础理论和实际应用参考，为推广应用这种节点结构提供科学依据，为工程建设提供更加安全、经济、可靠的结构体系。

钢框架节点板受压性能分析

钢框架节点板受压性能分析王庆江【摘要】钢框架结构节点支撑连接方式以板式连接为主,其设计具有不同于GB50017-2003《钢结构设计规范》中规定的普通钢结构节点板的特殊性.建立钢框架结构连接支撑的典型节点有限元模型,进行节点板受压性能分析,总结了节点板厚度、无支长度、支撑连接角度和加劲板厚度对节点受力的影响规律.结果表明,节点板厚度和无支长度对于节点板受压性能影响较大,支撑连接角度影响较小.【期刊名称】《水泥技术》【年(卷),期】2017(000)003【总页数】7页(P52-58)【关键词】钢框架;节点;节点板;无支长度;加劲板;支撑连接角度【作者】王庆江【作者单位】天津水泥工业设计研究院有限公司,天津300400【正文语种】中文【中图分类】TU391钢框架为工业特种结构，其结构设计在结构布置、荷载取值等方面具有较大的特殊性，但我国目前尚无针对此类特殊工业建筑的设计规范或规程，一般参照民用建筑设计规范设计[1]。

钢框架结构节点支撑连接方式以板式连接为主，节点板为主要传力构件，由于钢框架结构节点板的自身特性，其设计具有不同于GB50017-2003《钢结构设计规范》中规定的普通钢结构节点板的特殊性。

为了满足“强节点、弱构件”的设计思想，节点板应当具有足够的承载力，为保证其不先于支撑失稳，需对节点板的受压性能进行深入研究[2]。

应用有限元软件ANSYS，以天津水泥工业设计研究院有限公司某项目的钢框架结构为例，通过分析节点板厚度、无支长度、支撑连接角度和加劲板厚度等多种因素对节点受力的影响，总结提出设计建议。

1.1 节点板受压性能主要影响因素钢框架结构连接支撑的节点，其节点板相关尺寸如图1所示，根据节点特点确定节点板受压性能主要影响因素如下：（1）未设置加劲板时：有节点板厚度t、支撑连接角度β、无支长度L等三个因素。

（2）设置加劲板时：除上述三个因素外，同时考虑加劲板厚度tj的影响。

1.2 节点板受压性能主要影响因素的取值范围节点板连接支撑两侧所预留的宽度w（图2）取固定值30mm，支撑钢管直径取固定值508mm，上述影响因素的取值范围如下：（1）节点板厚度：取值分别为15mm、20mm、25mm和30mm。

钢结构的脆性断裂事故

例7 美国一批自由轮脆断沉没
40年代初期美国一批焊接船舶发生典型的脆性破坏,1943年1月一艘油轮在船坞突然断成两截,当时气温为-5℃,船上仅有试航的载重,内力约为最大的设计内力的一半,在以后10年中,又有200多艘在第二次世界大战期间建造的焊接船舶破坏,
3. 使用环境
当钢结构受到较大的动载作用或者处于较低的环境温度下工作时,钢结材的性能有显著影响,在0℃以上,当温度升高时,钢材的强度及弹性模量均有变化,一般是强度降低,塑性增大,温度在 200℃以内时,钢材的性能没有多大变化,但在250℃左右时钢材的抗拉强度反弹,而塑性和冲击韧性下降,出现所谓的蓝脆现象,此时进行热加工钢材易发生裂纹,当温度达600℃,我们认为钢结构几乎完全丧失承载力,
当温度在0℃以下,随温度降低,钢材强度略有提高,而塑性和韧性降低, 脆性增大,尤其是当温度下降到某一温度区间时．钢材的冲击韧性值急剧下降, 出现低温脆断,通常把钢结构在低温下的脆性破坏称为低温冷脆现象,产生的裂纹称为冷裂纹,因此,在低温下工作的钢结构,特别是受动力荷载作用的钢结构,钢材应具有负温冲击韧性的合格保证,以提高抗低温脆断的能力,
由此可以得出结论,托架下弦不发生脆性破坏就不可能发生这次B列托架的倒塌；但在 90行柱没有支托板的情况下托架倒塌的威胁依然存在,在有支托板的情况下,B列托架下弦的断裂可能不至于导致车间屋盖的破坏,托架可像三铰拱一样工作而不坠落,
例3 比利时阿尔贝特运河上多座钢桥脆性断裂
第二次世界大战前夕,在比利时的阿尔贝特 Alben 运河上建造了约50座全焊接拱形空腹式桁架钢桥,材料为比利时9t42转炉钢,
1938年至1956年共有14座大桥断裂,其中有6座桥梁属负温下冷脆断裂,大部分在下弦与桥墩支座的连接处断裂且应力处于极限状态,归结大桥断裂的原因主要有四点：应力集中、残余应力、低温和冲击韧性值太小,

垫板加强Y型圆钢管节点受压极限承载力研究的开题报告

垫板加强Y型圆钢管节点受压极限承载力研究的开题报告一、选题背景钢结构是一种主要应用于桥梁、建筑等工程领域的高强度、轻质、耐久的结构材料。

在钢结构设计中，节点是连接钢构件的关键部件，其承载力和刚度对整体结构的安全和稳定性具有重要影响。

目前，国内外对钢结构节点的研究较多，但仍存在一些不足之处。

例如，对于一些复杂的节点形式，如垫板加强Y型圆钢管节点，其受压极限承载力的研究相对较少，需要进一步深入探讨。

二、选题意义垫板加强Y型圆钢管节点常用于桥梁、建筑等领域的钢结构中，其受压极限承载力是保障整体结构安全性的重要因素之一。

因此，研究该节点的受压极限承载力，有助于完善钢结构设计的理论和实践基础，并提高结构设计的准确性和可靠性。

此外，对于工程实践中不同类型节点的选择和应用，也有一定的指导作用。

三、研究内容及方法本研究拟在现有文献基础上，通过数值模拟和实验研究相结合的方法，对垫板加强Y型圆钢管节点进行受压极限承载力研究。

具体内容包括：1. 利用有限元软件建立垫板加强Y型圆钢管节点的数值模型，分析节点在不同荷载条件下的受力情况，预测节点在压缩荷载作用下的极限承载力。

2. 对理论分析结果进行实验验证，建立实验模型，测试其在不同载荷下的受力性能，探讨节点的承载能力及破坏模式。

3. 结合数值模拟和实验结果，分析节点的受力机理和承载性能影响因素，提出相应优化措施，为节点设计提供理论指导和实践参考。

四、预期成果通过对垫板加强Y型圆钢管节点的受压极限承载力研究，本研究将得到以下预期成果：1. 确定该节点的极限承载力和破坏模式，基于理论分析和实验测试结果，得出有效掌握该节点结构设计的方法和技术。

2. 揭示节点受力机理和承载性能影响因素，为节点优化设计提供理论指导和实践支持。

3. 通过对比分析不同类型节点的受力性能，提出工程实践中节点选择和应用的建议，为工程结构设计提供依据和参考。

【实用】钢结构的脆性断裂和疲劳PPT文档

静定结构：静定结构（构件）采用多路径传递荷载比单路径传递荷载在防止结构脆性断裂上效果更好。因为多路径结构使局部破坏不至于殃及整体结构的坍塌. 2)、细部构造构造间隙的设置：当焊缝长度方向无垂直于间隙的拉力时，设置构造间隙有利于阻止裂缝的发展。否则，构造间隙的类裂纹作用十分有害。在它近旁的高度应力集中，高额的焊接残余应力，以及因热塑变形而时效硬化导致的基体金属的脆性提高，经常扮演诱发裂纹的角色。低温地区的结构必须避免这种留有间隙的构造设计。在板的拼接中，不宜留狭长的拼接间隙，而要采用两面剖口的对接焊缝并予以焊透，或者采用图8-4所示的构造方案。
的板内止裂元件和板外止裂元件，其构造如图8-5所示.
图中止裂元件与主材的对接焊缝要求采用双面剖口型。
第八章钢结构的脆性断裂和疲劳焊缝质量，限制和避免焊接缺陷。
角形连接构造：端竖焊条在使用前需要烘干，就是为了防止氢脆断裂。
效硬化导致的基体金属的脆性提高，经常扮演诱发裂典型的低周疲劳破坏产生于强烈地震作用下。
➢ 焊缝连接通常使得结构的刚度增大，结构的变形，包括塑性变形的发展受到更大的限制。尤其是三条焊缝在空间相互垂直时。
➢ 焊缝连接使结构形成连续整体，没有止裂的构造措施，则可能一裂到底。
➢ 对选材在防止脆性破坏中的重要性认识不足。结构的脆性破坏经常在气温较低的情况下发生。处在
低温的结构要选择高韧性的材质来避免脆性破坏发生。但是，如果处理不当，即便选用了高韧性材质，结构也可能发生脆性破坏。
二、脆性断裂的防止
按照断裂力学的理论，在弹性范围内，构件不致出
现非过载脆性断裂的条件是：
式中
KI aKIC
(8-1)
K I ——裂纹尖端的应力强度因子；