高軸壓比下復式鋼管混凝土柱-鋼梁連接節(jié)點抗震性能試驗

張玉芬，周金富，朱 戈，蔣宗昊

(1.河北工業(yè)大學 土木與交通學院，天津 300401； 2.中國聯(lián)合網(wǎng)絡通信有限公司北京市分公司，北京 100052; 3.北方工業(yè)大學 土木工程學院，北京 100144)

0 引 言

復式鋼管混凝土結構是在2層或多層鋼管之間澆筑混凝土而成，能更好地發(fā)揮鋼管與混凝土在復雜應力狀態(tài)下的協(xié)同作用[1]，使構件的韌性和延性得以提高，增強結構的承載力和耐久性，適合用在抗震設防烈度較高的地區(qū)[2-3]。在復式鋼管混凝土結構中，梁柱連接性能是影響結構整體性能的主要因素，節(jié)點屬于結構抗震中最為關鍵同時也是最為薄弱的環(huán)節(jié)。影響節(jié)點性能的因素很多，其中不同軸壓比下框架梁柱節(jié)點的力學性能差異較大，高軸壓比不僅導致節(jié)點極限承載力降低，同時導致試件脆性性能逐漸增加，延性降低[4-5]。國內(nèi)外學者已對鋼管混凝土柱-鋼梁節(jié)點高軸壓比下的抗震性能進行了研究并取得了一定的成果。王鑫[6]對鋼骨方鋼管混凝土鋼梁節(jié)點進行了有限元分析，F(xiàn)ukumoto等[7]對鋼管混凝土柱-鋼梁節(jié)點進行試驗及理論分析的結果均得出，軸壓比過大時節(jié)點承載力下降速度加??；聶建國等[8]對分層鋼管混凝土加強環(huán)式節(jié)點抗震性能進行了試驗研究，得出軸壓比對節(jié)點的強度及剛度退化均有顯著影響。Xu等[9]研究了軸壓比對鋼管混凝土外環(huán)板節(jié)點破壞形態(tài)的影響，對其進行了彈塑性有限元分析，結果表明：低軸壓比對承載力的影響較?。浑S著軸壓比增加，承載力會降低，節(jié)點的破壞模式也會從梁端過渡到柱端。

由于復式鋼管混凝土柱優(yōu)異的力學性能[10-14]，柱承受的豎向荷載較大，而目前中國相關各規(guī)程對于復式鋼管混凝土柱則未予軸壓比限制。因此，高軸壓比下節(jié)點的抗震性能已經(jīng)成了衡量復式鋼管混凝土結構性能的一項重要指標，有必要進行高軸壓比下節(jié)點的低周往復加載試驗，從而得出復式鋼管混凝土柱高軸壓比下梁柱節(jié)點破壞形態(tài)、承載力及延性、耗能等規(guī)律。同時，鋼管混凝土外環(huán)板節(jié)點是目前研究較為成熟的一種節(jié)點形式[15-16]，具有剛度大、塑性性能好、承載力高、傳力可靠、抗震性能良好等優(yōu)點[17-19]，本文設計了3個復式鋼管混凝土柱-鋼梁外環(huán)板節(jié)點試件，進行低周往復加載試驗，分析高軸壓比下節(jié)點環(huán)板尺寸、錨固腹板加肋對節(jié)點抗震性能的影響并研究其在高軸壓比下的抗震性能。

1 試驗概況

1.1 試件設計

本文借鑒《鋼結構設計規(guī)范》[20]和《鋼-混凝土組合結構設計規(guī)程》[21]設計并制作3個十字形復式鋼管混凝土柱-鋼梁節(jié)點試件，編號分別為SRJ1-1，SRJ1-2和SRJ3-1，梁柱線剛度比均為0.39，按照《建筑抗震設計規(guī)范》[22]抗彎承載力驗算，屬于強柱弱梁型試件。節(jié)點試件柱總高為2 000 mm，梁總長為3 700 mm。外鋼管為方鋼管，尺寸為250 mm×8 mm，內(nèi)鋼管為圓鋼管，尺寸為133 mm×6 mm。所有試件均采用H型鋼梁，尺寸為244 mm×175 mm×7 mm×11 mm。節(jié)點采用外環(huán)板連接形式，環(huán)板通過對接焊縫與鋼梁翼緣連接，節(jié)點部分的腹板連接板通過雙夾板與鋼梁腹板螺栓連接?？紤]到復式鋼管混凝土有內(nèi)圓鋼管的存在，因此復式鋼管混凝土外環(huán)板節(jié)點的傳力試件在外環(huán)板的基礎上設置了錨固腹板，即節(jié)點區(qū)腹板直接與內(nèi)鋼管焊接埋于內(nèi)外鋼管間混凝土中形成錨固腹板，其中試件SRJ1-2采用錨固腹板加肋形式。試件SRJ1-1和SRJ1-2外環(huán)板寬度為40 mm，SRJ3-1環(huán)板寬度為90 mm。在軸壓比的計算中，考慮了復式鋼管混凝土內(nèi)外鋼管的套箍作用，采用鋼管混凝土統(tǒng)一強度理論計算組合柱的軸壓組合強度，其中鋼材采用屈服強度，混凝土采用了強度標準值，計算得出復式鋼管混凝土柱軸壓承載力[23]?？紤]到試驗裝置的加載能力，柱豎向加載軸向力為2 400 kN，計算得軸壓比n=0.567。試件尺寸和幾何構造見圖1，主要設計參數(shù)見表1。

1.2 材性試驗

節(jié)點試件先進行了鋼材焊接和組裝，然后在復式鋼管混凝土柱內(nèi)澆筑混凝土，澆筑同時制作了150 mm×150 mm×150 mm立方體試塊。通過抗壓試驗得到混凝土立方體抗壓強度fcu實測平均值為38.23 MPa。各鋼板屈服強度fy和抗拉強度fu的實測值見表2。

表1 試件基本參數(shù)Tab.1 Basic Parameters of Specimens

表2 鋼板材性試驗結果Tab.2 Test Results of Material Properties of Steel Plates

1.3 試驗裝置和加載制度

試件采用柱端加載方式，水平往復荷載通過反力墻來施加，南北側平面內(nèi)豎向支撐與底座均為鉸支，加載裝置示意圖見圖2(a)。為防止鋼梁發(fā)生平面外的轉動，在鋼梁兩側設置4個側向支撐架，如圖2(b)所示。試驗開始后，為消除加載裝置初始缺陷的影響，試驗開始時先施加設計值40%的軸向力后卸載1次，再持續(xù)加載至設計軸壓比n=0.567的軸力值并保持恒定，持荷5 min后在柱端按照加載制度施加往復荷載。正向加荷(推為正)→卸荷→反向加荷(拉為負)→卸荷為一個循環(huán)加荷過程。

試驗采用力和位移混合控制加載制度，屈服前采用荷載控制并分級加載，每級荷載約為50 kN，循環(huán)加載1次，當荷載-位移曲線的斜率發(fā)生變化時認為試件即將達到屈服，采用位移控制加載，取位移增量為5 mm，每級荷載循環(huán)2次，至試件破壞或荷載降至其峰值荷載的85%以下時終止試驗。

1.4 測點布置和測量方案

試驗過程中各試件實測物理量包括力、位移和應變，為了便于比較，試件采取了相同的布置方案，柱端荷載-位移關系曲線通過擬靜力加載系統(tǒng)自動收集。每個試件共布置8個位移傳感器，D2，D3位移傳感器位于節(jié)點核心區(qū)，用于測量核心區(qū)剪切變形，D1，D5，D6，D8傳感器位于距離梁端1倍梁高的柱上，D4，D7距離梁端2倍梁高，D5，D6用于測量梁柱相對轉角，D1，D4，D7，D8用于測量柱端位移。節(jié)點核心區(qū)鋼管、鋼梁以及錨固腹板的應變片及位移計的布置見圖3。

2 試驗過程及現(xiàn)象

2.1 試件SRJ1-1

試件SRJ1-1破壞過程如圖4所示。首先在柱端施加軸向荷載至2 400 kN，之后進行柱端水平加載。節(jié)點試件柱端荷載-位移曲線呈線性遞增，說明在柱端水平加載初期試件處于彈性階段。當分級正向加載到200 kN，反向加載到170 kN時，柱端荷載-位移曲線出現(xiàn)了明顯的拐點，說明此時試件開始進入屈服階段，而節(jié)點核心區(qū)尚未出現(xiàn)明顯的變形或裂縫。同時，鋼梁翼緣靠近對接焊縫處的縱向應變已達到145×10-5，表明鋼梁翼緣已經(jīng)屈服，此時正向柱端位移約為12 mm。此后，加載方式改為位移控制，進行每次增加5 mm的分級加載，每一級反復循環(huán)2次。加載至42 mm第1循環(huán)時，南梁上翼緣開始出現(xiàn)起皮現(xiàn)象，南梁中間位置應變片的應變值迅速增加，達到13×10-3；正向加載至47 mm，反向加載進行至37 mm第1循環(huán)時，南梁下翼緣與環(huán)板對接焊縫沿環(huán)板開始出現(xiàn)裂紋，承載力開始下降；加載至52 mm第2循環(huán)推時，南梁下翼緣出現(xiàn)微彎，如圖4(a)所示，但當柱端水平受拉時變形恢復，北梁上翼緣與環(huán)板對接焊縫處開始出現(xiàn)裂紋，如圖4(b)所示；加載至57 mm第2循環(huán)時，南梁下翼緣彎曲明顯，外方鋼管豎向應變和內(nèi)圓鋼管橫向應變達到27×10-4，表明柱端進入了塑性階段，承載力降至極限承載力的85%以下，試驗結束。

2.2 試件SRJ1-2

試件SRJ1-2加載制度與SRJ1-1一致。試件SRJ1-2破壞過程如圖5所示。水平加載初期柱端荷載-位移曲線關系基本呈線性，整個試件處于彈性范圍內(nèi)。當柱端水平荷載加至210 kN時，鋼梁翼緣靠近對接焊縫處縱向應變達到15×10-4，表明鋼梁翼緣處已經(jīng)屈服，此時柱端的位移約為24 mm。此后加載方式改為位移控制，當加載進行至44 mm第1循環(huán)時，南梁上翼緣開始出現(xiàn)起皮現(xiàn)象；加載至54 mm第2循環(huán)推時，北梁下翼緣與環(huán)板對接焊縫處開始出現(xiàn)細微裂紋，下柱在距環(huán)板約110 mm處在南北兩側出現(xiàn)輕微鼓曲，受拉后鼓曲恢復，此時承載力開始下降；加載進行至64 mm時，南梁下翼緣對接焊縫出現(xiàn)開裂現(xiàn)象，如圖5(a)所示，錨固腹板肋板與柱壁連接處撕裂；下柱出現(xiàn)嚴重鼓曲現(xiàn)象，不可恢復，如圖5(b)所示。這主要是由于在柱端軸力和彎矩共同作用下，應力值超過鋼材的屈服應力，鋼管柱壁屈服，其最終破壞模式表現(xiàn)為柱端壓彎破壞。試驗過程中節(jié)點核心區(qū)應力較小，始終處于彈性狀態(tài)。

2.3 試件SRJ3-1

試件SRJ3-1破壞過程如圖6所示。在荷載控制加載階段，柱端荷載-位移曲線基本呈線性變化，整個試件處于彈性范圍內(nèi)。當加載至200 kN時，鋼梁翼緣靠近對接焊縫處縱向應變達到15×10-4，表明鋼梁翼緣開始屈服。此后，改用位移控制方式進行加載。當加載至41 mm時鋼梁翼緣出現(xiàn)起皮現(xiàn)象。加載至56 mm第1循環(huán)時下柱距環(huán)板約100 mm處出現(xiàn)肉眼可見的輕微鼓曲。加載至61 mm第2循環(huán)時，北梁下翼緣與環(huán)板對接焊縫處開始出現(xiàn)裂紋，如圖6(a)所示，下柱東西兩側也出現(xiàn)明顯的鼓曲。加載至66 mm第1循環(huán)時，南梁上翼緣距環(huán)板約5 cm處出現(xiàn)局部彎曲現(xiàn)象。加載至71 mm第2循環(huán)時，南梁下翼緣與環(huán)板對接焊縫開始出現(xiàn)裂縫，上翼緣彎曲明顯，柱端鋼板鼓曲明顯，如圖6(b)所示。

各試件在試驗過程中均有明顯的彈性、彈塑性和塑性破壞階段。在試驗結束時，梁柱節(jié)點核心區(qū)基本保持完好，破壞形式均為鋼梁翼緣先發(fā)生屈服，隨著荷載加大，試件形成梁端塑性鉸。環(huán)板寬度為90 mm的SRJ3-1產(chǎn)生的塑性鉸距離節(jié)點核心區(qū)較遠，對節(jié)點核心區(qū)起到保護作用，錨固腹板加肋的試件SRJ1-2和SRJ3-1鋼梁翼緣屈服后應變明顯小于SRJ1-1，但在峰值荷載時3個試件柱鋼管應變均超過3×10-3，說明高軸壓比下節(jié)點的破壞模式確實會從梁端過渡到柱端，這一點與文獻[9]結論完全一致。另外錨固腹板加肋和環(huán)板寬度增加增強了鋼梁的抗彎能力，故在梁端翼緣屈服后柱端逐漸發(fā)生鼓曲，在柱端彎矩和較大軸力共同作用下，出現(xiàn)柱端壓彎破壞模式。這一現(xiàn)象不能滿足“強柱弱梁”的抗震設防要求。試驗過程中各節(jié)點核心區(qū)應力較小，始終處于彈性狀態(tài)，說明復式鋼管混凝土柱-鋼梁外環(huán)板節(jié)點連接可實現(xiàn)強節(jié)點要求。

3 試驗結果及分析

3.1 滯回曲線

試件SRJ1-1，SRJ1-2，SRJ3-1的柱端荷載-位移(P-Δ)滯回曲線如圖7所示。在加載初期，各曲線的柱端荷載-位移關系基本呈線性趨勢，試件處于彈性工作狀態(tài)。隨著荷載的增大，試件剛度下降，殘余變形逐漸增大，承載力逐漸下降。從圖7可以看出，在高軸壓比下節(jié)點試件具有較穩(wěn)定的滯回性能，主要原因是高軸壓比下較大的軸向荷載抑制了試件鋼管混凝土間一部分的黏結滑移。滯回曲線皆呈梭形且相對飽滿，無明顯捏攏現(xiàn)象，表現(xiàn)出良好的耗能能力，而加載進入彈塑性階段后，由于P-Δ效應增大了試件屈服后損傷的積累，較早出現(xiàn)下降段，強化階段不明顯，延性降低較快；在試件每一級卸載完成開始進行反向加載時，滯回曲線的斜率并非直接指向最大荷載而是存在著明顯的拐點，說明高軸壓比下試件具有較大的初始剛度，反向加載需要克服較大的軸向壓力做功。試件在高軸壓比下初始剛度較大，隨著加載進行，滯回曲線的斜率逐漸減小，表明各試件在加載過程中剛度逐漸退化，彈性階段卸載剛度與初始剛度近似，下降段卸載剛度比加載剛度略有下降。SRJ1-1與SRJ1-2滯回曲線形狀類似，但由于SRJ1-2錨固腹板加肋，其滯回曲線較SRJ1-1更為飽滿。SRJ3-1的包絡面積明顯大于SRJ1-1，說明其有更好的耗能能力。

3.2 骨架曲線

各節(jié)點試件荷載-位移骨架曲線見圖8，節(jié)點試件的骨架曲線均呈S形，有明顯的彈性、塑性和破壞3個過程。高軸壓比下的試件承載力強化段較短，在屈服后不久達到極限荷載，隨后承載力下降明顯。因加載卸載過程中滯回曲線出現(xiàn)明顯拐點，反映出水平荷載需克服較大的豎向軸力做功，故高軸壓比下節(jié)點試件初始剛度較大。

3.3 承載能力與延性

為便于比較，通過作圖法確定節(jié)點試件的屈服點，并定義荷載-位移(P-Δ)關系曲線的最高點對應的峰值荷載為節(jié)點試件的極限荷載Pmax，峰值荷載下降15%時的荷載Pu為破壞荷載，破壞荷載對應位移定義為破壞位移Δu。用以上方法確定各試件推、拉2個方向的屈服荷載Py、極限荷載Pm和破壞荷載Pu，以及對應的屈服位移Δy、極限位移Δm和有效破壞位移Δu，見表3。

表3 試驗結果Tab.3 Test Results

從表3可以看出，SRJ1-1與SRJ3-1屈服承載力和極限承載力均較為接近，但SRJ3-1延性較好，說明較寬的水平環(huán)板寬度能夠使塑性鉸遠離核心區(qū)，充分發(fā)揮節(jié)點延性從而達到較理想的破壞模態(tài)。SRJ1-2極限承載力要明顯優(yōu)于SRJ1-1與SRJ3-1，說明錨固腹板加肋可以增強節(jié)點的整體性，增加梁柱連接節(jié)點的初始剛度，從而明顯提高節(jié)點的承載能力，但對節(jié)點試件的延性影響不明顯。

3.4 剛度退化

環(huán)線剛度Ki是在相同位移幅值下每一級循環(huán)加載的平均荷載與平均位移的比值，用以表征結構的剛度退化[24]。各節(jié)點試件剛度退化如圖9所示。在加載過程中，各試件剛度表現(xiàn)出明顯且持續(xù)地退化，退化形式較為相似。錨固腹板加肋的SRJ1-2初始剛度較高，同時剛度退化也較為明顯，SRJ1-1和SRJ3-1剛度退化率較低，具有較優(yōu)越的抗震性能。

3.5 承載力退化

承載力降低系數(shù)λi是相同位移幅值下循環(huán)加載最后一次循環(huán)時荷載-位移(P-Δ)曲線對應峰值點的荷載值與第1次峰值點對應荷載值之比，用以表征試件承載力的退化[25]。各試件承載力退化如圖10所示。該次試驗得到的高軸壓比下節(jié)點承載力退化規(guī)律表現(xiàn)較為離散。SRJ1-1承載力退化最為明顯，其次為SRJ1-2，而節(jié)點SRJ3-1承載力退化程度最低，說明環(huán)板較寬的節(jié)點在地震荷載下能表現(xiàn)出更好的工作性能，且SRJ1-1，SRJ-2在達到極限承載力后承載力降低系數(shù)有提高的趨勢，所有試件的承載力降低系數(shù)均保持在0.9以上，表明此復式鋼管混凝土節(jié)點試件在高軸壓比下具有較穩(wěn)定的工作性能。

3.6 耗能能力

通過等效黏滯阻尼系數(shù)he和能量耗散系數(shù)E來衡量節(jié)點試件的耗能能力?；谠嚰暮奢d-位移(P-Δ)曲線，可以定量算出每半周(半個加載循環(huán))試件耗散的能量，由此評估試件的耗能能力[26]。各試件等效黏滯阻尼系數(shù)與每級循環(huán)關系曲線如圖11所示。在計算試件耗能時，半周取連續(xù)2個零荷載點之間的滯回環(huán)。各試件達到破壞時等效阻尼系數(shù)均達到較高的值，此時塑性鉸吸收的能量較多。節(jié)點SRJ1-2和SRJ3-1的等效黏滯阻尼系數(shù)均比SRJ1-1要高，表明錨固腹板加肋和增加環(huán)板寬度可提高節(jié)點的耗能能力。

節(jié)點半周的耗能能力可根據(jù)低周往復荷載作用下的滯回曲線計算得到，以此來綜合評價此類節(jié)點的抗震耗能能力，各試件的累積耗能與每級循環(huán)的關系曲線如圖12所示。隨著半周數(shù)的增加，試件的累積耗能逐漸增加并保持穩(wěn)定提高的趨勢。進入彈性階段后試件的累積耗能仍持續(xù)增長，其中SRJ1-2和SRJ3-1耗能性能明顯優(yōu)于SRJ1-1。

4 結 語

(1)本文復式鋼管混凝土柱與鋼梁節(jié)點連接形式采用外環(huán)板節(jié)點形式，通過試驗研究了高軸壓比下復式鋼管混凝土節(jié)點的抗震性能。在高軸壓比下的節(jié)點試件均具有較穩(wěn)定的滯回性能，節(jié)點試件初始剛度較大。各節(jié)點試件剛度相近，退化明顯且穩(wěn)定；承載力退化也較為接近，達到極限承載力前節(jié)點試件的承載力變化較為相似，高軸壓比下屈服荷載后迅速到達極限荷載，承載力的強化階段較短。

(2)增加環(huán)板寬度和錨固腹板加肋均可提高梁柱節(jié)點的整體性、初始剛度及節(jié)點耗能能力。增加水平環(huán)板的寬度可以有效地提高節(jié)點的延性；錨固腹板加肋可以增加梁柱連接節(jié)點的初始剛度，增強節(jié)點的整體性，從而提高節(jié)點的承載能力。

(3)按照現(xiàn)行規(guī)范設計的強柱弱梁型復式鋼管混凝土柱-鋼梁連接節(jié)點試件在高軸壓比下鋼梁翼緣首先發(fā)生屈服，隨著荷載加大，試件同時出現(xiàn)了梁端塑性鉸和柱端塑性鉸的破壞形態(tài)，對于錨固腹板加肋和水平環(huán)板加寬試件SRJ1-2和SRJ3-1，加載后期出現(xiàn)明顯的柱端壓彎破壞，各節(jié)點核心區(qū)應力較小，基本處于彈性階段，因此高軸壓比下復式鋼管混凝土柱-鋼梁連接節(jié)點可實現(xiàn)強節(jié)點要求，但不能滿足強柱弱梁的抗震設防要求。