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高层建筑钢结构梁柱节点试验研究

来源：意榕旅游网

第31卷第8期建　筑　结　构2001年8月

高层建筑钢结构梁柱节点试验研究

杨尉彪

(冶金部建筑研究总院　北京100088)

高小旺　张维　　易方民　王　巍　肖　伟

(中国建筑科学研究院　北京100013)

[提要]　1994年美国Northridge地震和1995年日本阪神地震后,许多新型梁柱节点被提出,其中狗骨式节点是研

究最多的一种节点形式。现结合实际工程对这种节点进行了试验研究,探讨了其在模拟地震荷载作用下的性能。试验结果表明,通过对节点附近梁上下翼缘进行合理的削弱可以增加节点的延性,同时对节点的刚度、强度影响很小,很好地改善了节点性能。在试验研究和数值计算的基础上提出了一种狗骨式节点设计方法。

[关键词]　高层钢结构　狗骨式节点　延性　强度　刚度

Sincethe1994Northridgeearthquakeandthe1995Hanshenearthquake,awidevarietyofdifferentmomentconnectionshavebeendeveloped,thedog2boneconnectionwasaparticularlypopularmomentconnection.Basedontheexperimentalinvestigationofdog2boneconnectionsofrealstructure,theperformanceofthiskindofconnectionundersimulatedearth2quakeloadisdiscussed.Theexperimentalresultsshowthat,itcanimprovetheperformanceofconnectionbytrimmingportionsofthebeamflangenearthebeam2columnconnectionwithreasonabledimension,whichcanenhancetheductilityandhavelittleinfluenceonthestiffnessandthestrengthofconnection.Thenadesignmethodofdog2bonemomentcon2nectionsisputforwardbasedonthisexperimentresearchandnumericalanalysis.Keywords:tallsteelstructure;dog2boneconnection;ductility;strength;stiffness

　　一、前言

狗骨式节点是近几年研究最多的一种节点形式,目前在国外工程中已应用较多,我国在建的天津国贸中心大厦也采用了这种节点。这种节点最主要的特点就是在梁的上下翼缘靠近节点处进行了削弱,它的设计思想是:削弱部分的梁起到一个保险丝的作用,迫使大震作用下塑性铰偏离脆弱的节点焊缝,出现在具有很大延性的梁上,即通过削弱梁来保护节点;同时它针对普通节点塑性区小的缺陷,对梁进行了合理的削弱,使得较长的一段梁几乎同步进入了塑性,即真正做到了延性设计,充分发挥了钢材的塑性。这种节点最初给人们的感觉是削弱了梁,虽提高了延性,但会降低结构强度和刚度。实际上,这种由于梁的削弱所造成的结构刚度和强度的降低较小。试验研究表明:当梁翼缘被削掉50%时,结构的刚度降低6%～7%左右;当梁翼缘被削掉40%时,结构刚度降低4%～5%左右[1,2]。

狗骨式节点根据削弱形状的不同分为直线型、锥型和圆弧型三种(如图1所示),其中直线型和锥型狗骨式节点在性能上较普通节点有很大的改善,但由于削弱部位横截面的突然变化造成应力集中,易引起脆性破坏,故本试验主要集中研究圆弧型狗骨式节点[1,2]。

二、试验方案11试件

本次试验设计了两种试件,共4个。其中普通节点1个,狗骨式节点3个。这两种试件的外形尺寸和

梁柱截面尺寸都一样,如图2所示,是按天津国贸中心大厦中实际应用的十字形梁柱节点按1∶2比例缩小后所得。为了研究梁削弱部分的尺寸、位置及梁跨度等参数对节点性能的影响,试件两侧的悬臂梁不等长,而削弱部位的尺寸和位置相同(如图3所示)。试件中的梁构件与柱构件的连接采用的是焊缝与高强螺栓混合连接,其中梁翼缘与柱焊接,腹板与柱为高强螺栓连接。使用的钢材为Q345钢。

21试验方法

(1)加载方式　将试件中柱的上下端以铰接方式

固定起来,并同时在柱的上端用千斤顶施加2400kN轴力,在两侧悬臂梁端用千斤顶施加同步反对称荷载,以模拟地震荷载(如图4所示)。

图1　狗骨式节点

3国家自然科学基金委员会和建设部联合资助重大项目(项目批准号:59895410)。

被用来测量试件的整体反应:梁端的挠度、节点转角和节点域的剪切变形;应变片被粘在关键部位(靠近梁柱焊缝的梁和柱翼缘、节点域和连续板)以观测局部反应,电阻应变片的应变值由静态电阻应变仪和记录仪记录;液压千斤顶所加荷载用传感器通过电子秤测定。电位计和应变片的具体布置位置如图5,6所示。

(a)试件照片

图2　试件的外形尺寸和构件截面尺寸

图5　电位计布置图

图3　削弱部位尺寸图4　加载方式

(2)加载顺序　在试件屈服前用荷载控制,其中在

图6　应变片布置图

设计荷载之前分两级;达到设计荷载后,每级增加

20kN直至屈服,每级循环两次。在试件屈服后,加载

　　31数据处理

节点转角:

θ节点=(δ3-δ4)/d

节点域剪切变形:

γ=

d+h(δ5-δ6)2dh

过程用位移控制,每级按屈服位移的倍数增加,每级循环两次(如表1所示)。

试验过程中两悬臂梁端上千斤顶的各级荷载(kN)表1

试件

F极第1级第2级第3级第4级第5级第6级

(1)

(2)

普通长梁侧277

节点短梁侧385狗骨式长梁侧238节点短梁侧363

398551354540

8011070110

160220140220

240330210330

260360230350

280380250370

位移控制由梁自身变形引起的梁端挠度:

δh/2b=δ1-θ节点l0-γ梁的总变形角:

θb=δb/l0

梁的塑性变形角:θbp=θb-M/Kb=θb-Ql0/Kb

(3)(4)(5)

　　(3)量测方法　为了量测试件在试验过程中的反应,在试件上布置了许多的传感器。其中,线性电位计4

δ式中:δ1～6为电位计的实测值;d为电位计3和4的

距离;h为柱腹板的宽度;Kb为梁在弹性状况下的抗弯刚度;l0为梁的净长度。

三、试验结果

试验的第一个试件为普通节点试件,它在第三级荷载之前基本保持在完全弹性状态,加载端竖向刚度为2101×107N/m。从第四级荷载开始,节点处梁翼缘开始进入塑性,翼缘表面的油漆涂层开始出现裂纹。由于第一个试件的两侧没有加侧向支撑系统,试件在第6级荷载时发生了扭转失稳破坏。

第二至第四个试件为狗骨式节点,并且从第二个试件起,每个悬臂梁两侧都增加了侧向支撑系统以保证梁的侧向稳定。这3个试件在前3级荷载作用下都保持在弹性状态,加载端竖向刚度为21004×107N/m。从第四级荷载开始,梁翼缘削弱部位开始屈服进入塑性,在第六级荷载时梁削弱部位已全部进入塑性,形成塑性铰。在外力作用下试件继续变形,同时梁翼缘削弱部位的油漆大量的脱落,节点试件表现出很好的延性。最终,第二个试件和第三个试件由于梁削弱部位的腹板屈曲而失去承载力,试验中止,第四个试件由于承载力和变形都超过了试验设备的能力而试验中止。试验中止时梁端的最大挠度基本达到5cm,梁的塑性变形角都超过了UBC1991规定的01015,最大达到

01035(对于按塑性框架设计的钢结构建筑的RW取12

构抗震性能的优劣,其取值与该结构体系在以往地震中的表现、延性和非弹性耗能能力、承重体系破坏倒塌的可能性、多道抗震防线等多种因素有关。一般对钢结构中心支撑框架可取8,偏心支撑框架取10,空间延

)。同时由于应变硬化效应,长梁侧最大性框架取12。

承载力也达到360kN左右,节点附近的部分梁翼缘也进入了屈服状态。

11梁端集中力与位移、梁变形角的滞回曲线

通过传感器和电位计的记录,得到了每个试件的梁端集中力与梁端竖向位移的滞回曲线,同时结合式

(5)还可得到每个试件梁端集中力与梁变形角之间的

关系曲线。其中图7是试件1即普通节点试件的梁端集中力与梁端竖向位移及梁变形角的关系曲线,图8是试件4即狗骨式节点试件的梁端集中力与梁端竖向位移及梁变形角的关系曲线。

21关键部位应力分布在试验中,节点关键部位布置了许多应变片,以观测关键部位的应力分布形式,图9表示了普通节点试件和狗骨式节点的应变大致分布形式。从图中可以看出,无论是普通节点还是狗骨式节点,靠近柱的梁翼缘上应变分布不均匀。其中边缘处的应变大,中轴线上应变相对较小,这点是与美国Northridge地震中发生的焊缝破坏相对应[3],在地震中梁柱节点焊缝裂缝大多都是从缝趾即焊缝边缘开始的,并逐渐延伸到柱翼缘腹板或梁翼缘中的。这种应力应变的分布形式是

时,01015被认为是通过节点塑性转角耗散能量所需要的最低塑性转角值。RW为结构形状系数,体现结

图7　试件1的滞回曲线

图8　试件4的滞回曲线

由于:1)梁腹板的存在,使得在中轴线处梁的刚度较大,柱翼缘与梁的连接更加充分;2)柱两侧腹板的存在,使得柱两侧的刚度相对梁翼缘很大。即梁腹板的存在使得中轴线处梁的刚度相对较大,柱腹板的存在使得两侧柱的刚度较大,则梁和柱的这种刚度分布形式决定了梁翼缘上这种应力应变的分布形式。

从图中还可明显看到,在狗骨式节点的长梁侧翼缘削弱处,应变值相对要大于节点焊缝附近的应变值;而在狗骨式节点的短梁侧,削弱部位的应变值并不明显高于焊缝连接处。即当梁翼缘削弱部位尺寸及梁长满足一定关系时,在距离柱一定距离的梁翼缘上进行削弱后,应变最大值将出现在具有很大塑性变形能力的梁翼缘削弱部位,偏离了易发生脆性破坏的梁柱焊缝连接处;当削弱尺寸及部位不合适时,削弱梁翼缘并不能起到保护焊缝的作用,只会降低梁的刚度。

度的影响程度主要取决于削弱部位的面积,而对强度的影响则同时受削弱的尺寸、位置以及梁跨度的影响。

比较表2,3可知,对梁翼缘进行合理的削弱可以有效地改善节点性能,大大增加了节点延性,同时对强度和刚度的影响很小。

Engelhardt和Husain所做试验的基本情况

试件

12345678

表2

梁

Zf/Zθp(rad)MmaxMpMp

断裂位置/断裂形式梁下翼缘焊缝-柱交界面/突然梁下翼缘焊缝-柱交界面/突然梁下翼缘(焊缝附近)/逐渐梁下翼缘焊缝-柱交界面/突然梁下翼缘焊缝-梁交界面/逐渐梁下翼缘焊缝-梁交界面/逐渐梁上翼缘焊缝-梁交界面/逐渐梁下翼缘焊缝-梁交界面/逐渐

W24×550161W24×550161W24×550161W18×600175W18×600175W21×570167W21×570167W21×570167

0100461254569401003610545694010097225456940100254050062701013673500627010136645245940101571652459401012737524594　　注:Z为梁的全截面塑性模量,Zf为梁翼缘部分的截面塑性模量;Mmax为实测的最大弯矩,Mp和Mp3分别为理论计算的屈服弯矩和极限弯矩,单位为kN・m。

本次试验基本情况

试件1234

表3

破坏形式

弹性刚度屈服荷载最大承载力塑性变形角

(107N/m)2101119411192321004

(kN)244237233240

(kN)301352340368

(rad)010123010262010253010275

侧向扭转失稳

梁翼缘削弱处腹板屈曲失稳梁翼缘削弱处腹板屈曲失稳受设备限制中止,腹板微拱

　　41节点域的转角、剪切变形以及其对梁总体变形的影响

通过布置在试件上的电位计3,4的测量和计算,

图9　应变分布图

可得到不同级别荷载下的节点转角。图10所示为试件4中梁端集中力和节点转角的关系曲线,它表示梁端集中力与节点转角之间呈线性关系,即本试验中柱相对梁而言在承载力上要大很多,在整个试验过程中始终处于弹性状态。虽然在本次试验中柱的抗弯刚度要远远大于梁的抗弯刚度,但是根据图10中的线性方程式和表3中的弹性刚度可推算出节点转角引起的梁端竖向位移占总位移的3817%。这里实测的结果要大于数值计算的结果约22%。这是由于数值计算中计算模型的上下端的水平位移完全被固定了,而在实际的试验中试件的上、下端的水平方向很难完全固定。图10虽然是试件4的梁段集中力和节点转角的关系曲线,但是普通节点试件和其他狗骨式节点试件的节点转角与梁端集中力的关系以及对梁总体变形的影响类似于试件4。

通过柱腹板节点域上的应变花(如图6所示)的测

31梁翼缘削弱对节点延性、刚度和强度的影响

对于试件1,由于两侧没有侧向支撑系统,所以翼

缘刚进入屈服状态就发生扭转失稳。从以往的试验可以看出,普通节点试件都是在试验过程中发生节点焊缝处的脆性破坏,并且破坏时梁的塑性变形角远远没有达到UBC1991的建议要求的01015,如表2所示的由Engelhardt和Husain所做的试验结果[4]。而狗骨式节点在本次试验中表现出很好的延性,3个试件在试验中止时的梁端竖向挠度都达到415cm以上,梁的塑性变形角都达到01015以上,如表3所示。

表3中的数据还表明,试件2～4(狗骨式节点)的弹性刚度较试件1(普通节点)的弹性刚度要小,但差别很小,不到5%;同时在强度方面与试件1相比,试件2～4的屈服荷载也小得很少,约在4%～6%之间;而极限承载力要远远大于试件1。其中梁翼缘削弱对刚6

量和计算,可以得到节点域的剪切变形和对梁总体变形的影响,表4即为不同级别荷载作用下节点域的剪切变形以及对梁总体变形的影响,从表中可看出,在节点域中剪切应变的分布很不均匀,中部的剪切应变要大于4个角上的剪切应变。由于试件中柱的刚度很大,节点域的剪切应变要远远小于梁翼缘上的应变,在整个试验过程中节点域始终处于弹性状态,同时由节点域剪切变形引起的变形在梁总变形中的比例很小,不到1%。

节点域的剪切应变(在同样荷载作用下,两种

)试件节点域的剪切应变基本相同μ,ε

梁端荷载(kN)

测

点

长(短)

图11　试件最终破坏形式

　　四、削弱部位设计参数

表4

狗骨式节点的设计原则就是保证大震作用下塑性铰出现在梁翼缘的削弱部位,同时翼缘的削弱对梁的刚度和强度的影响都很小。要实现这一目的,关键是确定削弱部位的尺寸,即削弱部位距柱的距离a,削弱部位的长度b以及削弱部位的深度c(如图12所示)。

狗骨式节点削弱部位设计的第一步就是确定削弱部位距柱的距离a。为保证塑性铰出现图12　试件削弱部位示意图

-6964-7066-147144-197209　

(117)(-108)(100)(-108)(205)(-221)(284)(-304)

ⅠⅡⅢⅣⅤ

89543657176

-81-60-33-64-172

77483259164

-87-59-41-57-1781629670115347-167-114-71-113-365

23314994157519

-232-145-95-156-519

在翼缘削弱部位,a越小越好。但是,当削弱部位长度

b和深度c保持一定时,a越小对刚度和强度的影响也

呈线性增长的趋势[1]。故为了保证刚度和强度,在减小a的同时也要减小削弱部位的深度c。综合考虑,设计中建议按下式确定削弱部位距柱的距离[1],

a=0.5bf

(6)

　　51试件的最终破坏形式

在本次试验中,普通节点试件由于梁两侧没有设置侧向支撑系统,在试件刚刚进入塑性状态即发生了梁的扭转失稳(图11

(a)),失去了承载

图10　梁端集中力与节点

转角的关系曲线

式中bf为梁翼缘宽度。

设计的第二步就是确定削弱部位的长度b。削弱部位的长度b主要由延性要求和刚度要求来确定。从刚度角度出发,b越短刚度越好;而从延性角度出发,b越长,同时进入塑性的区段则越长,即延性越好。则我们可根据节点的延性要求确定b的最小值。试验研究和大量的数值计算的结果表明,大震作用下削弱部位同时进入塑性的区段长度约为017b。则根据UBC建议的塑性角要求01015(塑性变形集中在梁翼缘削弱部位)、同时进入塑性的区段长度017b以及钢材由屈服阶段进入硬化阶段时的应变来确定削弱部位的长度。综合上述各种因素,建议设计中采用下式选择削弱部位的长度b[1]

b=0.75d

(7)

力。从第二个试件

(狗骨式节点)起,试验设备中增加了侧向支撑系统,以

避免侧向失稳。在试验中,3个狗骨式节点试件都显示出了很好的塑性变形能力,试验中止时截面削弱处梁翼缘上的油漆已全部脱落。其中试件2的试验是由于长梁端梁翼缘削弱处的腹板屈曲而中止的,同时短梁端的梁翼缘与柱翼缘的焊缝缝趾出现微小的裂纹

(图11(b))。试件3的试验也是由于长梁短梁翼缘削

式中d为梁截面高度。

设计的最后就是确定翼缘削弱部位的深度c。合理的梁翼缘削弱部位深度c就是保证塑性铰出现在翼

缘削弱部位,同时将对强度的影响控制在一定的范围之内。节点处的弯矩与翼缘削弱部位的屈服弯矩之间的关系如图13所示。图中的Mps为削弱部位的屈服

弱处腹板的屈曲而中止的。试件4的试验最终是由于试件的塑性变形能力超过了电位计的测量范围,同时为了保护试验设备而中止的,但是在试验中止时,梁翼缘削弱处的腹板已向侧向微微地拱起。

弯矩,M0为节点处的目标弯矩,则根据几何关系可得到以下关系式

Mpsl0-a-0.5b=M0l0

(8)

作用下的试验研究,得到了节点关键部位的应变分布情况。分析了梁柱节点焊缝处梁翼缘上应变分布不均匀的原因,并在此基础上探讨了以往试验或地震中梁柱节点焊缝裂纹起源于缝趾的原因。

从试验的角度证明了狗骨式节点这种新型梁柱节点具有可靠的、良好的抗震性能,在滞回荷载作用下具有很好的塑性变形能力即耗能能力,试验终止时梁的塑性变形角都大于01015,完全满足UBC建议的梁柱节点设计要求。同时与普通节点相比刚度下降不到

图13　削弱部位弯矩与节点处弯矩的关系图

5%,强度下降不到6%。

σ式中:Mps=k1[Z-2ctf(d-tf)]σk2Zy,M0=γy,其中

k1为翼缘削弱处应力硬化后的屈服弯矩增大系数,k1

在试验研究和数值分析的基础上,综合考虑延性、强度和刚度等各种主要指标,提出了一种狗骨式节点梁翼缘削弱部位尺寸的设计方法。

参

考

文

献

值可取1115;同样节点处的弯矩承载力也要大于节点处的屈服弯矩,如表2中的第6列所示,则在公式中增

加了系数k2,并取值为111;γ为节点处目标弯矩系数,如期望强度降低控制在5%较为合理,则γ就取值为0195;Z为梁的塑性截面模量,tf为梁翼缘厚度,bf为梁翼缘宽度,d为梁截面高度,l0取梁反弯点至目标弯矩处的长度。

将上述各参数代入式(8)整理后即可得到削弱部位深度c的设计参考公式:

l0-a-0.5bZc=1-2tf(d-tf)1.1l0

(9)

11　易方民.高层建筑偏心支撑框架结构抗震性能和设计参数研究.

博士学位论文,中国建筑科学研究院,2000.

21　高小旺,张维　,易方民等.高层建筑钢结构梁柱节点试验研究

报告.中国建筑科学研究院试验报告,2000.

31　BerteroVV,AndersonJC,KrawinklerH.Performanceofsteel

buildingstructuresduringtheNorthridgeEarthquake.EERCRe2port,94—09,Univ.ofCalif.,Berkeley,Ca.,August1994.41　EngelhardtMD,HusainAS.Cyclicloadingperformanceofweld2

edflange2boltedwebconnections.JournalofStructuralEngineer2ing,ASIC,1993,12.

　　五、结论

通过普通梁柱节点和狗骨式梁柱节点在反复荷载

《钢结构设计规范》中一个刊印错误的更正

(GBJ17—　　现行《钢结构设计规范》88)在附录三中给

出的轴心受压构件的稳定系数φ是按下式计算的:

1-a1λ　　　　　　　　(λ≤0.215)　　　

该书第334页)。

中国建筑工业出版社2000年5月第17次印刷的《现行建筑结构规范大全》一书依然留存了上述刊印错误(见该书第220页)。

通常情况下,设计人员是通过依上列公式制定的表格

(GBJ17—88附录三的附表311～319)来进行设计工作

φ=

12λ

(a2+a3λ+λ)-222

(a2+a3λ+λ)-4λ(λ>0.215)

系数a1,a2和a3在该规范的附表3110给出如下:

截面类别

a类b类

c类

的,这种刊印错误不大会导致计算失误。但是,在涉及到该公式的科研和设计工作中,显然将导致难以觉察的错误。尤其是在目前众多的钢结构相关软件的开发中,极易

导致软件计算失误。因为处理轴心受压构件稳定系数φ的首选方案是将以上公式输入计算机直接计算,而不是将附表311～319录入计算机。我们就是在研制软件和参与

(GBJ17—《钢结构设计规范》88)的修订过程中发现刊印

014101650.73

01986019650.9061.216

01152013000.5950.302

λ≤1.05

λ>1.05

　　中国计划出版社1989年4月出版的《钢结构设计规

(GBJ17—范》88)将上表中的系数01302误为01320(见该

错误的。

鉴于上列各书的发行量巨大,有必要予以更正。

(西安建筑科技大学土木工程学院　郭成喜)

书第97页)。该出版社1997年4月出版的《建筑结构与抗震设计标准规范汇编》一书依然存在上述刊印错误(见

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