高強度結構鋼（簡稱高強鋼）是指採用微合金化及熱機械軋製技術生產出的具有高強度（屈服強度大於等於 460,MPa）、良好延性、韌性以及加工性能的結構鋼材[1].區別於普通強度鋼材，由於高強度鋼材的屈服平臺長度較短、屈強比較高而無法達到抗震規範的要求，其變形能力的驗證更加重要。隨着高強鋼在工程結構領域的逐漸推廣應用，有必要對高強度鋼材鋼結構的承載力、延性和抗震性能進行系統的研究。
本文旨在總結高強度鋼材在工程結構中的應用現狀與研究進展，進而說明相應需要深入研究的問題。
1 高強鋼的應用狀況及限制因素
高強鋼在發達國家已得到初步推廣，取得了良好的效果，其中應用最多的領域是橋樑工程。德國的1Viaduct Bridge 中均採用了 S460 高強度鋼材（屈服強度爲 460,MPa 的鋼材，簡稱 S460 高強鋼）。爲減小橋墩尺寸，滿足外觀要求，德國的 Nesenbachtalbruke 橋中受壓構件採用了 S690 高強鋼；爲有效降低自重，便於戰時快速運輸與安裝，瑞典的 48 號軍用快速橋採用了 S1100 超高強鋼。
高強鋼的應用不僅減小了鋼板的厚度進而減輕結構自重，同時也減小了焊縫的尺寸從而減少焊接工作量、提高焊縫質量。因此，在一定程度上縮短了施工工期，同時延長了橋樑的使用壽命。
高強鋼已經在一些建築結構中成功運用。這些工程大多采用了 460~690,MPa 等級鋼材，個別工程還使用了 780,MPa 等級鋼材。如日本橫濱 LandmarkTower 大廈，其工字形截面柱採用 600,MPa 鋼材；德國柏林的 Sony Centre 大樓的屋頂桁架採用 S460 和S690 鋼材；澳大利亞悉尼 的 Star City 在地下室柱子和其內部 Lyric 劇院的 2 個桁架結構中採用 650,MPa和 690,MPa 等級的鋼材；悉尼的 Latitude 大廈在轉換層中採用 690,MPa 高強度鋼板；美國休斯頓 ReliantStadium 體育館的屋頂桁架結構採用 450,MPa 高強度鋼材。高強鋼在我國也已成功運用於建築工程。如國家體育場鳥巢的關鍵部位採用了 700,t Q460 等級鋼材；國家游泳中心水立方結構採用了 2,600,t Q420鋼；央視新臺址主樓結構採用了 2,674.19,t Q460 鋼等。此外，值得一提的是，G550 高強鋼在澳大利鋼結構住宅方面也有了初步的應用[2].輸電塔、海洋平臺、壓力容器、油氣輸送管道、船舶製造與汽車製造等領域是高強鋼的潛在市場。日本和美國的鐵塔設計標準都已經給出了較高等級的可選鋼材。《日本架空送電規程》[3]中焊接結構鋼的屈服強度最高爲 460,MPa,鐵塔用高拉力型鋼的屈服強度達到 520,MPa;《美國輸電鐵塔設計導則》[4]中的鋼材強度已達到 686,MPa;高強鋼在我國輸電線路領域中的運用起步較晚，我國《架空送電線路杆塔結構設計規定》[5]中的最高強度等級目前只有390,MPa.但 2007 年，Q460 角鋼在平頂山 - 洛南500,kV 線路的輸電塔中得以應用。結果表明，高強鋼的使用可以有效降低輸電塔的自重，節省材料可達10%,,從而降低整體造價達 8%,之多[6].
雖然高強鋼已開始在一些國家和地區得到推廣和使用，但其普及仍受到諸多因素的限制。 首先，由於相關的研究工作還有待深入，其結構設計方法還相對滯後。歐洲鋼結構規範僅在原有普通鋼材鋼結構設計規範中，增加了針對 S460-700 的補充條款；美國的荷載抗力系數設計規範（極限應力設計法 LRFD）中雖提出了最高爲 A514（強度標準值 690,MPa）的幾種高強度結構鋼材的荷載抗力系數，但兩者均僅套用普通鋼材鋼結構的設計方法和計算公式，並未建立在充足研究數據的基礎上。同時，由於生產高強鋼採用了新的加工工藝，其力學性能及連接的受力性能等均隨之變化，而現行設計方法未能充分考慮這些變化。我國的鋼結構設計規範更是缺少針對 460,MPa以上等級鋼材的設計條文，缺少高強鋼的抗力分項係數和強度設計值指標，因此，無法指導和規範工程設計[7].其次，相對於強度的大幅增長，高強鋼的彈性模量並沒有明顯增長，而使用此類鋼材伴隨的焊縫造價增加、鋼材延性降低等問題又尚未得到合理解決。
2 高強鋼樑柱端板連接節點的研究
高強鋼在工程結構中的應用研究，目前主要集中在材料性質和節點性能兩個方面。國內外針對高強度鋼結構力學性能的研究成果還主要集中於靜力、分佈研究和受壓構件的整體穩定、局部穩定及滯回性能研究中。
節點是結構中構件相互交匯連接的區域，是結構特別關鍵的部位。對於高強鋼結構節點而言，一方面，因爲鋼材屈服平臺長度較短、屈強比較高而無法達到抗震規範的要求，其變形能力的驗算更加重要。另一方面，由於缺少一定數量的研究，難以對節點實際變形和轉動能力進行估計，因此，高強鋼結構節點的力學性能仍是亟需解決的一個關鍵問題。在建築工程中量大面廣的結構是框架結構，其典型的節點主要爲樑柱連接節點，通常有焊接連接和螺栓連接兩種基本類型。由於樑柱螺栓連接大多借助端板連接，故此類節點又稱爲端板連接節點。以下主要介紹端板連接節點的研究情況。
2.1 節點試驗研究
端板連接節點的試驗主要以抗彎試驗爲主，對端板的理論研究主要採用 T-stub 理論。Coelho 等在文獻[8]中證實，在端板厚度不超過一定限值的情況下，節點的轉動主要來自於節點的受拉區，該受拉區可以簡化爲一個 T-stub 模型，如圖 1 所示。根據節點塑性鉸出現位置不同，在軸拉力作用下的. T 型件破壞模式可分爲翼緣產生塑性鉸、聯合破壞和螺栓拉壞3 種。研究表明[9-12],歐洲規範能夠較爲準確地預測節點的承載力，但高估了其初始轉動剛度，對轉動能力的估算也偏於保守。研究還表明，端板厚度對節點初始剛度的影響比柱翼緣的厚度更加顯着，其中，端板厚度越大，節點的初始抗彎能力和剛度就越大，而其轉動能力卻隨之減小。反之，隨着端板厚度的減少，節點的轉動能力也隨之增加。大體上，薄端板通常能夠滿足塑性轉動 30,mrad 的要求。
高強鋼端板具有足夠的局部延性來保證荷載的應力重分佈，甚至當螺栓並未按最佳方式佈置時，仍然具有充分的延性[13-14].其工作機理爲：首先，只有一個螺栓承擔所有的荷載；當其他螺栓激活後，即應力重分佈後，所有螺栓共同承擔荷載。透過螺栓孔的橢圓化率來判定鋼材的局部延性可以發現，構件在試驗中表現出了極大的塑性變形。試驗結果表明，由純剪造成的螺孔伸長並不是構件的最終極限狀態，透過限制平均承載應力大小的方式來限制形變的歐洲規範偏於保守。實際上，高強鋼螺栓節點在彈塑性階段的荷載-位移曲線表明，螺孔的容許伸長率可以達到d0/6（d0爲螺孔直徑設計值）。在彈性曲線的最後階段，其極限承載力也只減少了 20%,,因此，相應的規範限值還需進一步修正。
對抗剪連接構件的試驗表明[15-17],即使高強鋼的極限強度與屈服強度的比值較小，甚至對 S1100 鋼而言，小至 1.05,其對構件局部延性的影響也甚微。原本試件在螺栓孔發生較大伸長的情況下，將發生劈裂或者剪切破壞，而實際上，幾組試驗的端板均在淨截面處破壞。該試驗結果與歐洲和美國規範進行比較可以發現，兩者的計算結果均較爲保守。
參考對高強鋼焊接節點域的研究[18],在保證承載力的情況下，只要設計合理，適當減小柱腹板厚度，高強鋼板仍具有足夠的延性，滿足形變的要求。試驗表明，同等尺寸的構件，由於高強鋼屈服應力增加，其承載能力更高。同時，節點域中的腹板越厚，延性越低，並且隨着鋼板強度越高，相應的形變能力和延性就越低。因此，需要對腹板厚度進行一定的取捨，但節點域腹板不能過分薄，否則局部穩定不能保證。該試驗結果與歐洲規範的對比表明，歐洲規範仍適用於高強鋼構件設計，但存在一些不足，如未考慮軸向壓力對構件承載力的不利影響，應對現有公式進行修正。
高強度鋼材節點中的螺栓不宜採用 12.9 級高強螺栓。因爲螺栓這類脆性構件，極有可能在端板仍表現爲延性時發生破壞[11,19].試驗證明，採用 12.9 級螺栓將極大地限制構件的延性，並且在端板彎曲過程中幾乎無任何形變。因此，在高強鋼節點中不建議使用強度很高的螺栓，相反則推薦使用具有較高延性的8.8 級螺栓。在合理選用螺栓的情況下，高強鋼節點也能夠充分滿足高形變和高延性的要求。
高強鋼節點在螺栓佈置方面，無需比普通鋼節點要求嚴格。歐洲規範規定，對於普通鋼節點，如螺栓邊距小於 1.5 倍孔徑，或螺栓間距小於 3 倍孔徑時，需對螺栓節點的承載力進行折減。然而，Puthli 等[20]對高強鋼 S460 節點的一系列試驗表明，上述限制並不是必須的。Puthli 等[20]認爲，對於螺栓與板邊緣間距大於 1.2 倍孔徑，或者螺栓間距大於 2.4 倍孔徑的情況，節點的設計承載力無需進行折減。並且，最小的螺栓邊緣間距可以達到 1.0 倍孔徑（甚至是 0.9 倍孔徑），最小螺栓孔間隙可以達到 2.0 倍孔徑（甚至是1.8 倍孔徑）。此時，節點的承載力需折減至 3/4.其他情況下的折減係數可以採用插值法求解。清華大學石永久等[21]對 Q460 鋼材螺栓抗剪連接試驗表明，歐美規範均不能很好地估算高強鋼抗剪連接的破壞模式及極限承載力。同時，雖然歐洲規範已經對高強度鋼材做出了相關規定，但並未與普通鋼材進行區分，尤其是關於端距、邊距和螺栓間距對高強度鋼材抗剪連接性能影響的研究十分缺乏，因此，建議進行更深入的參數分析以完善規範設計方法。目前，已有研究[22]
透過引入兩個方向邊距比值的影響，修正承載力計算公式，可較好地估算荷載在螺栓間的分佈規律，進而控制構件不同的破壞機理，並透過改變係數，較爲準確地計算沿荷載方向佈置多個螺栓的節點的承載力。
Cruz 等[23]對 S690 抗剪連接構件的滑移係數進行測定，並與 S275 鋼板比較發現無明顯差異，從而認爲歐洲規範原有的抗滑移係數規定同樣適用於S690 鋼材。
到目前爲止，對高強鋼連接節點的試驗已經取得了初步進展。然而，上述衆多試驗大多停留在對規範進行驗證的基礎上，還沒有進入對規範相應條文提出修正建議的層面。
首先，這些研究本身的前提也有待驗證。即使 T-stub 力學行爲在過去得到較多研究，這些研究主要集中在對普通鋼材 T-stub 塑性承載力和初始剛度的試驗與理論分析[24-25],對高強度鋼材 T-stub 組件和 T-stub 變形能力研究較少。文獻[26]對普通鋼材的試驗表明，外伸端板的實際屈服線與 T-stub 模型中並不總是吻合的，因此，對於外伸端板來說，撬力並沒有被合理考慮。
其次，上述研究中的一些結論還有待細化。如文獻[11]中指出，薄端板能夠滿足塑性轉動的要求，但該文獻並未對端板的厚薄程度進行區分，即並沒有指出端板厚度取何值時，將不再滿足規範要求的地震下的塑性轉動能力的要求。同時該文獻也指出，歐洲規範高估了節點的初始轉動剛度，對轉動能力的估算也較爲保守。那麼如何進一步修正規範相應的條件，使得其與實際情況相吻合也需要後續研究。
應當注意到，由於試驗較昂貴，以上研究多單獨採用高強鋼端板進行試驗，或將樑柱換成普通鋼材進行試驗，而文獻[18]給出的結論表明，高強鋼柱對於螺栓的受力也有不利影響，高強鋼塑性變形發生較晚，因此，當節點變形相同時，更大的變形壓力轉移到螺栓上，導致螺栓更早發生破壞，從而削弱了節點的轉動能力和延性。因此，有必要全部採用高強鋼對樑柱節點進行試驗。