高强度结构钢（简称高强钢）是指采用微合金化及热机械轧制技术生产出的具有高强度（屈服强度大于等于 460,MPa）、良好延性、韧性以及加工性能的结构钢材[1].区别于普通强度钢材，由于高强度钢材的屈服平台长度较短、屈强比较高而无法达到抗震规范的要求，其变形能力的验证更加重要。随着高强钢在工程结构领域的逐渐推广应用，有必要对高强度钢材钢结构的承载力、延性和抗震性能进行系统的研究。
本文旨在总结高强度钢材在工程结构中的应用现状与研究进展，进而说明相应需要深入研究的问题。
1 高强钢的应用状况及限制因素
高强钢在发达国家已得到初步推广，取得了良好的效果，其中应用最多的领域是桥梁工程。德国的1Viaduct Bridge 中均采用了 S460 高强度钢材（屈服强度为 460,MPa 的钢材，简称 S460 高强钢）。为减小桥墩尺寸，满足外观要求，德国的 Nesenbachtalbruke 桥中受压构件采用了 S690 高强钢；为有效降低自重，便于战时快速运输与安装，瑞典的 48 号军用快速桥采用了 S1100 超高强钢。
高强钢的应用不仅减小了钢板的厚度进而减轻结构自重，同时也减小了焊缝的尺寸从而减少焊接工作量、提高焊缝质量。因此，在一定程度上缩短了施工工期，同时延长了桥梁的使用寿命。
高强钢已经在一些建筑结构中成功运用。这些工程大多采用了 460~690,MPa 等级钢材，个别工程还使用了 780,MPa 等级钢材。如日本横滨 LandmarkTower 大厦，其工字形截面柱采用 600,MPa 钢材；德国柏林的 Sony Centre 大楼的屋顶桁架采用 S460 和S690 钢材；澳大利亚悉尼 的 Star City 在地下室柱子和其内部 Lyric 剧院的 2 个桁架结构中采用 650,MPa和 690,MPa 等级的钢材；悉尼的 Latitude 大厦在转换层中采用 690,MPa 高强度钢板；美国休斯顿 ReliantStadium 体育馆的屋顶桁架结构采用 450,MPa 高强度钢材。高强钢在我国也已成功运用于建筑工程。如国家体育场鸟巢的关键部位采用了 700,t Q460 等级钢材；国家游泳中心水立方结构采用了 2,600,t Q420钢；央视新台址主楼结构采用了 2,674.19,t Q460 钢等。此外，值得一提的是，G550 高强钢在澳大利钢结构住宅方面也有了初步的应用[2].输电塔、海洋平台、压力容器、油气输送管道、船舶制造与汽车制造等领域是高强钢的潜在市场。日本和美国的铁塔设计标准都已经给出了较高等级的可选钢材。《日本架空送电规程》[3]中焊接结构钢的屈服强度最高为 460,MPa,铁塔用高拉力型钢的屈服强度达到 520,MPa;《美国输电铁塔设计导则》[4]中的钢材强度已达到 686,MPa;高强钢在我国输电线路领域中的运用起步较晚，我国《架空送电线路杆塔结构设计规定》[5]中的最高强度等级目前只有390,MPa.但 2007 年，Q460 角钢在平顶山 - 洛南500,kV 线路的输电塔中得以应用。结果表明，高强钢的使用可以有效降低输电塔的自重，节省材料可达10%,,从而降低整体造价达 8%,之多[6].
虽然高强钢已开始在一些国家和地区得到推广和使用，但其普及仍受到诸多因素的限制。 首先，由于相关的研究工作还有待深入，其结构设计方法还相对滞后。欧洲钢结构规范仅在原有普通钢材钢结构设计规范中，增加了针对 S460-700 的补充条款；美国的荷载抗力系数设计规范（极限应力设计法 LRFD）中虽提出了最高为 A514（强度标准值 690,MPa）的几种高强度结构钢材的荷载抗力系数，但两者均仅套用普通钢材钢结构的设计方法和计算公式，并未建立在充足研究数据的基础上。同时，由于生产高强钢采用了新的加工工艺，其力学性能及连接的受力性能等均随之变化，而现行设计方法未能充分考虑这些变化。我国的钢结构设计规范更是缺少针对 460,MPa以上等级钢材的设计条文，缺少高强钢的抗力分项系数和强度设计值指标，因此，无法指导和规范工程设计[7].其次，相对于强度的大幅增长，高强钢的弹性模量并没有明显增长，而使用此类钢材伴随的焊缝造价增加、钢材延性降低等问题又尚未得到合理解决。
2 高强钢梁柱端板连接节点的研究
高强钢在工程结构中的应用研究，目前主要集中在材料性质和节点性能两个方面。国内外针对高强度钢结构力学性能的研究成果还主要集中于静力、分布研究和受压构件的整体稳定、局部稳定及滞回性能研究中。
节点是结构中构件相互交汇连接的区域，是结构特别关键的部位。对于高强钢结构节点而言，一方面，因为钢材屈服平台长度较短、屈强比较高而无法达到抗震规范的要求，其变形能力的验算更加重要。另一方面，由于缺少一定数量的研究，难以对节点实际变形和转动能力进行估计，因此，高强钢结构节点的力学性能仍是亟需解决的一个关键问题。在建筑工程中量大面广的结构是框架结构，其典型的节点主要为梁柱连接节点，通常有焊接连接和螺栓连接两种基本类型。由于梁柱螺栓连接大多借助端板连接，故此类节点又称为端板连接节点。以下主要介绍端板连接节点的研究情况。
2.1 节点试验研究
端板连接节点的试验主要以抗弯试验为主，对端板的理论研究主要采用 T-stub 理论。Coelho 等在文献[8]中证实，在端板厚度不超过一定限值的情况下，节点的转动主要来自于节点的受拉区，该受拉区可以简化为一个 T-stub 模型，如图 1 所示。根据节点塑性铰出现位置不同，在轴拉力作用下的 T 型件破坏模式可分为翼缘产生塑性铰、联合破坏和螺栓拉坏3 种。研究表明[9-12],欧洲规范能够较为准确地预测节点的承载力，但高估了其初始转动刚度，对转动能力的估算也偏于保守。研究还表明，端板厚度对节点初始刚度的影响比柱翼缘的厚度更加显着，其中，端板厚度越大，节点的初始抗弯能力和刚度就越大，而其转动能力却随之减小。反之，随着端板厚度的减少，节点的转动能力也随之增加。大体上，薄端板通常能够满足塑性转动 30,mrad 的要求。
高强钢端板具有足够的局部延性来保证荷载的应力重分布，甚至当螺栓并未按最佳方式布置时，仍然具有充分的延性[13-14].其工作机理为：首先，只有一个螺栓承担所有的荷载；当其他螺栓激活后，即应力重分布后，所有螺栓共同承担荷载。通过螺栓孔的椭圆化率来判定钢材的局部延性可以发现，构件在试验中表现出了极大的塑性变形。试验结果表明，由纯剪造成的螺孔伸长并不是构件的最终极限状态，通过限制平均承载应力大小的方式来限制形变的欧洲规范偏于保守。实际上，高强钢螺栓节点在弹塑性阶段的荷载-位移曲线表明，螺孔的容许伸长率可以达到d0/6（d0为螺孔直径设计值）。在弹性曲线的最后阶段，其极限承载力也只减少了 20%,,因此，相应的规范限值还需进一步修正。
对抗剪连接构件的试验表明[15-17],即使高强钢的极限强度与屈服强度的比值较小，甚至对 S1100 钢而言，小至 1.05,其对构件局部延性的影响也甚微。原本试件在螺栓孔发生较大伸长的情况下，将发生劈裂或者剪切破坏，而实际上，几组试验的端板均在净截面处破坏。该试验结果与欧洲和美国规范进行比较可以发现，两者的计算结果均较为保守。
参考对高强钢焊接节点域的研究[18],在保证承载力的情况下，只要设计合理，适当减小柱腹板厚度，高强钢板仍具有足够的延性，满足形变的要求。试验表明，同等尺寸的构件，由于高强钢屈服应力增加，其承载能力更高。同时，节点域中的腹板越厚，延性越低，并且随着钢板强度越高，相应的形变能力和延性就越低。因此，需要对腹板厚度进行一定的取舍，但节点域腹板不能过分薄，否则局部稳定不能保证。该试验结果与欧洲规范的对比表明，欧洲规范仍适用于高强钢构件设计，但存在一些不足，如未考虑轴向压力对构件承载力的不利影响，应对现有公式进行修正。
高强度钢材节点中的螺栓不宜采用 12.9 级高强螺栓。因为螺栓这类脆性构件，极有可能在端板仍表现为延性时发生破坏[11,19].试验证明，采用 12.9 级螺栓将极大地限制构件的延性，并且在端板弯曲过程中几乎无任何形变。因此，在高强钢节点中不建议使用强度很高的螺栓，相反则推荐使用具有较高延性的8.8 级螺栓。在合理选用螺栓的情况下，高强钢节点也能够充分满足高形变和高延性的要求。
高强钢节点在螺栓布置方面，无需比普通钢节点要求严格。欧洲规范规定，对于普通钢节点，如螺栓边距小于 1.5 倍孔径，或螺栓间距小于 3 倍孔径时，需对螺栓节点的承载力进行折减。然而，Puthli 等[20]对高强钢 S460 节点的一系列试验表明，上述限制并不是必须的。Puthli 等[20]认为，对于螺栓与板边缘间距大于 1.2 倍孔径，或者螺栓间距大于 2.4 倍孔径的情况，节点的设计承载力无需进行折减。并且，最小的螺栓边缘间距可以达到 1.0 倍孔径（甚至是 0.9 倍孔径），最小螺栓孔间隙可以达到 2.0 倍孔径（甚至是1.8 倍孔径）。此时，节点的承载力需折减至 3/4.其他情况下的折减系数可以采用插值法求解。清华大学石永久等[21]对 Q460 钢材螺栓抗剪连接试验表明，欧美规范均不能很好地估算高强钢抗剪连接的破坏模式及极限承载力。同时，虽然欧洲规范已经对高强度钢材做出了相关规定，但并未与普通钢材进行区分，尤其是关于端距、边距和螺栓间距对高强度钢材抗剪连接性能影响的研究十分缺乏，因此，建议进行更深入的参数分析以完善规范设计方法。目前，已有研究[22]
通过引入两个方向边距比值的影响，修正承载力计算公式，可较好地估算荷载在螺栓间的分布规律，进而控制构件不同的破坏机理，并通过改变系数，较为准确地计算沿荷载方向布置多个螺栓的节点的承载力。
Cruz 等[23]对 S690 抗剪连接构件的滑移系数进行测定，并与 S275 钢板比较发现无明显差异，从而认为欧洲规范原有的抗滑移系数规定同样适用于S690 钢材。
到目前为止，对高强钢连接节点的试验已经取得了初步进展。然而，上述众多试验大多停留在对规范进行验证的基础上，还没有进入对规范相应条文提出修正建议的层面。
首先，这些研究本身的前提也有待验证。即使 T-stub 力学行为在过去得到较多研究，这些研究主要集中在对普通钢材 T-stub 塑性承载力和初始刚度的试验与理论分析[24-25],对高强度钢材 T-stub 组件和 T-stub 变形能力研究较少。文献[26]对普通钢材的试验表明，外伸端板的实际屈服线与 T-stub 模型中并不总是吻合的，因此，对于外伸端板来说，撬力并没有被合理考虑。
其次，上述研究中的一些结论还有待细化。如文献[11]中指出，薄端板能够满足塑性转动的要求，但该文献并未对端板的厚薄程度进行区分，即并没有指出端板厚度取何值时，将不再满足规范要求的地震下的塑性转动能力的要求。同时该文献也指出，欧洲规范高估了节点的初始转动刚度，对转动能力的估算也较为保守。那么如何进一步修正规范相应的条件，使得其与实际情况相吻合也需要后续研究。
应当注意到，由于试验较昂贵，以上研究多单独采用高强钢端板进行试验，或将梁柱换成普通钢材进行试验，而文献[18]给出的结论表明，高强钢柱对于螺栓的受力也有不利影响，高强钢塑性变形发生较晚，因此，当节点变形相同时，更大的变形压力转移到螺栓上，导致螺栓更早发生破坏，从而削弱了节点的转动能力和延性。因此，有必要全部采用高强钢对梁柱节点进行试验。
