中空夾層鋼管混凝土組合框架的擬動力試驗

黃 亮，郭 磊，陸 斐，卜逸凡，王靜峰

（1.合肥工業(yè)大學土木與水利工程學院，安徽 合肥 230009；2.土木工程結構與材料安徽省重點實驗室，安徽 合肥 230009）

引 言

中空夾層鋼管混凝土（Concrete Filled Doubleskin Steel Tubes，CFDST）是一種將內外兩層鋼管同心放置，并在兩層鋼管之內灌注混凝土的構造形式，其軸壓承載能力高于同尺寸的實心鋼管混凝土，具有更大的抗彎性能［1］。由于具有質量輕、穩(wěn)定性好、耗能性優(yōu)越、抗火性好等優(yōu)點［2］，中空夾層鋼管混凝土成為一種理想的組合結構形式，適用于各類裝配式建筑。

近年來，國內外對中空夾層鋼管混凝土的組合結構形式開展了廣泛的研究。Sulthana 等［3］研究了中空夾層鋼管混凝土長柱的軸向抗壓性能。Uenaka［4］研究了圓套方中空夾層鋼管混凝土短柱的軸向承載力。黃宏等［5］對方實心鋼管混凝土壓彎扭構件進行了研究。Hu 等［6］研究了不同構造的中空夾層鋼管混凝土框架的破壞機理。上述研究均采用擬靜力試驗方法。王靜峰等［7］和郭磊等［8］采用擬動力方法研究了方套方中空夾層鋼管混凝土柱單邊螺栓連接節(jié)點的動力特性和破壞模式。目前，中空夾層鋼管混凝土的研究主要集中在構件與節(jié)點性能研究，而對整體結構在地震作用下的動力響應和破壞機理研究較少。傳統(tǒng)的擬靜力方法無法支撐此類研究，因此本文引進了擬動力試驗方法。

擬動力試驗采用數(shù)值計算和試驗加載交互技術，可實現(xiàn)有限空間內大尺度構件的動力加載測試［9］。薛建陽等［10］采用擬動力試驗方法研究了傳統(tǒng)風格建筑鋼筋混凝土-鋼管混凝土組合框架模型的抗震性能。李騰飛等［11］采用擬動力混合試驗方法研究了高強鋼組合K 形偏心支撐鋼框架抗震性能。

為了研究使用高強單邊螺栓連接的中空夾層鋼管混凝土框架在罕遇地震下的動力響應和變形損傷，本文進行了全裝配式框架的擬動力試驗。試驗中，框架水平方向的加載控制較為成熟，而具有水平隨動能力的軸力加載通常是技術難點之一。本文進行了省略軸力的簡化邊界和具備水平隨動軸力的近似邊界的對比試驗，分析了軸壓力對鋼管混凝土組合框架抗震性能的影響。

1 全裝配式框架背景介紹

本文研究的全裝配式中空夾層鋼管混凝土框架結構采用方套方中空夾層鋼管混凝土作為框架柱，窄翼緣H 型鋼作為框架梁，鋼筋桁架承板作為樓面板；梁、柱采用高強單邊螺栓連接，樓板與梁采用高強螺栓連接；同時，為了減少安裝偏差，鋼管端部進行了刨平處理，螺栓孔采用貫通開孔方式；為了防止局部破壞，梁中和柱腳等處采用加勁肋焊接的加強措施。

如圖1所示，該榀框架共十層三跨，跨距9 m，總寬27 m；底部兩層層高4.5 m，上部八層層高3.6 m，總高37.8 m。框架柱采用變截面設計，底層柱內、外鋼管截面尺寸為500 mm×14 mm 和700 mm×16 mm，中層柱為450 mm×12 mm 和650 mm×14 mm，底層柱為400 mm×10 mm 和600 mm×12 mm；方鋼管均采用Q345 無縫鋼管，內外鋼管間澆筑C40 自密實混凝土。

圖1 全裝配式中空夾層鋼管混凝土框架Fig.1 CFDST composite frame

根據(jù)《中空夾層鋼管混凝土結構技術規(guī)程》［12］3.1.8 條，矩形套矩形中空夾層鋼管混凝土的空心率χ計算如下式：

式中B=D為外方鋼管邊長，Bi=Di為內方鋼管邊長，t0為外鋼管壁厚。故底層、中層和頂層的空心率分別為0.749，0.723 和0.694。

框架梁均使用600 mm×300 mm×15 mm×20 mm 的Q345 焊接型鋼，等分設置三道加勁肋。梁柱節(jié)點使用10.9 級M16 高強單邊螺栓連接，按4 排2列布置，單邊螺栓需經(jīng)初擰、終擰使螺栓達到規(guī)定的扭矩。節(jié)點的設計承載力小于鋼梁的全截面塑性承載力，地震作用下預期將率先屈服，通過節(jié)點轉動耗散能量，避免梁端出現(xiàn)塑性鉸。

裝配式樓板采用鋼筋桁架-混凝土組合樓板。該樓板采用鋼筋組成三角桁架，混凝土澆筑時樓板底部鋁模承受施工期間荷載，混凝土養(yǎng)護完成后無需拆除鋁模，保證了樓板底面光滑平整。樓板厚度為150 mm，鋼筋桁架高度為110 mm，上下側保護層厚度為20 mm，樓板寬度為2100 mm，混凝土強度等級為C30。樓板頂、底部分別配置Φ8 mm 的HRB400 縱向鋼筋10 和18 根。為加強樓板的工作性能，避免由負彎矩導致的過早破壞，對柱端附近樓板進行鋼筋加密。樓板澆筑混凝土前預留孔洞，確保后期與框架梁螺栓拼裝連接。

裝配式框架每跨承受180 t 質量。結構的阻尼比為0.035，介于鋼結構和鋼混結構之間。通過有限元進行模態(tài)分析，結構一階自振周期為1.40 s。

結構抗震設防烈度為8 度，設計基本地震加速度為0.3g，位于第Ⅱ類場地第二組。

2 擬動力試驗設計

2.1 試驗方法

擬動力試驗［13-14］是一種由計算機控制的低速動力試驗技術。試驗中整體結構被劃分為數(shù)值和試驗子結構，前者使用有限元模擬，后者采用低速加載。模擬和試驗結果同步交互并在子結構界面處耦合，可同時分析整體結構動力性能和局部構件的變形損傷。

該方法大幅降低了試驗成本，可實現(xiàn)有限空間內的大尺度構件試驗，適用于研究變形控制的各類非線性構件。中空夾層鋼管混凝土依靠材料變形抵抗外力，可視為變形控制構件。擬動力方法適用于此類裝配式結構的研究。

2.2 試驗設備

本試驗于土木工程結構與材料安徽省重點實驗室完成，硬件設備使用了MTS244.51 作動器2 臺，最大輸出荷載為1000 kN，最大位移量程為±250 mm，反力架1 套，油壓千斤頂2 臺，東華數(shù)字采集儀。軟件使用了有限元分析軟件OpenSees，混合試驗平臺OpenFresco，作動器控制軟件MTS793，作動器外部控制軟件MTSCsi。

2.3 子結構劃分

2.3.1 數(shù)值子結構

假設該十層全裝配式框架質量集中于梁柱節(jié)點處，邊柱和中柱節(jié)點處質量分別為90 t 和180 t；框架阻尼符合瑞利阻尼。在地震作用下，底部框架所受水平剪力最大，也是結構相對薄弱部分。故將中跨處的底部兩層框架（見圖1紅線）劃分為試驗子結構，其余部分（見圖1黑線）作為數(shù)值子結構。該試驗子結構的劃分最能反映裝配式建筑在地震作用下的變形與損傷。

為了保證數(shù)值分析精度，數(shù)值子結構采用全尺寸精細化建模。梁柱單元采用纖維截面建模，如圖2所示。混凝土樓板與型鋼梁之間完全抗剪連接，忽略兩者的相對滑移。變截面柱上下剛接，忽略過渡區(qū)域應力集中現(xiàn)象。

圖2 梁、柱截面（單位：mm）Fig.2 Section of beam and column（Unit：mm）

中空夾層夾芯混凝土所受約束與鋼管混凝土中核心區(qū)混凝土約束相似［15］。本文采用韓林海［16］提出的約束關系模型定義夾芯混凝土本構：

式中x=ε ε0表示標準應變；y=σ σ0表示標準應力；β，η為應力應變擬合參數(shù)。

梁柱節(jié)點處的高強單邊螺栓采用零長度單元建模，僅提供具有屈服特性的轉動彎矩，屈服特性如圖3所示。

圖3 節(jié)點彎矩轉角特性Fig.3 Bending moment and rotation angle of the joint

2.3.2 試驗子結構

受試驗場地和加載設備限制，建造大比例縮尺的試驗構件，如圖4所示。

圖4 試驗構件Fig.4 Test specimen

試驗構件與原型結構基本符合表1中的相似比。構件內、外鋼管截面尺寸140 mm×6 mm 和240 mm×8 mm，為材料Q345；內部填充C40 自密實混凝土，柱層高1.5 m。框架梁使用HN250 mm×125 mm×4 mm×6 mm 高頻焊接薄壁型鋼，材料Q345，梁長為3 m。梁柱節(jié)點采用外伸端板連接方式，螺栓選用國產(chǎn)10.9 級M16 新型高強單邊螺栓，要求擰緊扭矩達到320 N·m。樓板厚度為100 mm，鋼筋桁架高度為70 mm，長度為3260 mm，寬度為1200 mm，樓板混凝土強度等級為C30，鋼筋材料為HRB400，樓板配筋如圖5所示。鋼材材性實驗結果如表2所示。混凝土材性實驗結果為：柱內混凝土彈性模量和立方體抗壓強度分別為33961.8 和51.36 MPa，樓板內混凝土彈性模量和抗壓強度為30832.7 和39.11 MPa。

圖5 組合樓板配筋圖（單位：mm）Fig.5 Reinforcement diagram of composite floor（Unit：mm）

表1 試驗子結構相似比Tab.1 Similarity ratio of experimental substructure

表2 鋼材材性試驗結果Tab.2 Material properties of steel

2.3.3 子結構交互

該中空夾層鋼管混凝土框架總高小于40 m，質量和剛度沿高度分布均勻，結構在地震作用下以剪切變形為主，故試驗僅模擬框架的水平剪切邊界條件。如圖4所示，作動器水平安裝在一、二層樓板處，試驗與數(shù)值子結構僅在界面處進行水平方向位移和反饋力的數(shù)據(jù)交互；試驗構件的豎向剛度將在數(shù)值子結構模型中使用零長度彈簧單元模擬；忽略構件節(jié)點處轉動邊界條件。

由于數(shù)值子結構采用全尺寸建模而試驗子結構采用縮尺建造，故在數(shù)據(jù)交互時將依據(jù)相似比對信號進行縮放。根據(jù)表1，數(shù)值子結構中一、二層節(jié)點處位移（u1，u2）將縮小至1/3，作為試驗子結構位移指令信號（ucmd1=u13，ucmd2=u23）；當試驗子結構推至目標位置時，所測量的各層反饋力（fmea1，fmea2）將放大9 倍，均分給兩側節(jié)點，f1=f3=4.5fmea1，f2=f4=4.5fmea2，再傳遞至與數(shù)值子結構反饋力耦合，如圖6所示。

圖6 子結構交互示意圖Fig.6 Scheme of substructure interaction

在混合試驗平臺OpenFresco 中，采用通用試驗單元generic［17］定義試驗子結構，設置2 通道數(shù)據(jù)交互接口。試驗單元在一、二層樓板處分別設置水平方向控制點，用于位移、反饋力數(shù)據(jù)交互。采用MTSCsi 外部控制方法控制作動器動作。設置本地試驗站點。選擇NoTransformation 進行試驗設置，定義數(shù)據(jù)交互類型和縮放比例。

2.4 加載方案

2.4.1 水平地震作用和重力加載

圖4所示的裝配式框架同時受到重力和水平地震作用。實驗室使用兩臺作動器用于框架的水平加載，其加載控制較為成熟。而具有水平隨動能力的軸力加載是技術難點之一。最簡化的軸向邊界條件為無軸力空載試驗，此種簡化可能會影響框架抗震性能。本文設計了柱頂空載和柱頂加壓700 kN（軸壓比0.32）的對比試驗，用于分析不同軸壓比對裝配式框架的抗側移剛度和抗震性能的影響。柱頂加載方案使用油壓千斤頂加壓，千斤頂與反力架間增設滑移裝置，用于減少摩擦，實現(xiàn)軸力的水平方向隨動。

2.4.2 地震波

通過結構自振周期和加速度反應譜分析，選擇美國Northridgedi 地震對應的時長30 s 的Mul009 波（如圖7所示）作為水平地震輸入，加速度峰值為0.4g，研究全裝配式框架在地震作用下的動力響應?？紤]結構位于8 度0.3g抗震設防烈度區(qū)，根據(jù)《建筑抗震設計規(guī)范》［18］，罕遇地震烈度下加速度峰值為510gal。為滿足峰值加速度，將地震波記錄放大1.4倍，調整后的加速度峰值為548gal。由于該地震波加速度峰值集中在5～13 s 區(qū)間內，研究前24 s 地震作用下結構的動力響應可充分滿足目標。

圖7 地震波加速度時程和反應譜Fig.7 Seismic acceleration time history and response spectrum

2.4.3 積分算法和時間步長

選擇α-OS 隱式積分算法用于數(shù)值積分，并使用線性迭代求解運動方程，收斂標準為殘差ε<10?6。試驗的積分步長為0.01 s，計算步驟2400 步。擬動力試驗將時間尺度放大100 倍，試驗實際耗時2400 s。

3 試驗結果分析

試驗記錄了數(shù)值子結構各節(jié)點位移、單元力、作動器所接受的指令位移信號及反饋的測量位移、測量反力信號，及試件上各測點應變。

3.1 位移時程

圖8（a）和9（a）分別展示了柱頂加載和空載條件下作動器所接受的指令位移和其實際抵達位置（測量位移）。試驗構件的位移峰值出現(xiàn)在地震開始后的10.91 s，一、二層位移峰值在柱頂加載情況下分別為?11.07 和?30.36 mm；在柱頂空載情況下分別為?10.96 和?29.55 mm。柱頂空載時位移峰值略小于柱頂加載情況。

表3采用FEI 頻域分析方法［19］評價試驗效果，結果顯示柱頂加載時試驗平均幅值誤差小于0.16%，幅值誤差極小，可忽略不計。作動器平均時滯分別為27.9 和23.0 ms，屬于欠載誤差。由于擬動力試驗速度放慢了100 倍，導致時滯效應同步縮小了100 倍，等效時滯（平均時滯/時間尺度）小于0.3 ms。因此，時滯誤差對擬動力試驗的影響極小，可忽略不計。柱頂空載與柱頂加載時情況相似，時滯誤差和平均幅值誤差均對試驗影響極小。此外，兩種方案的位移誤差峰值僅占指令峰值的0.2%～0.6%，證明了擬動力試驗在低速加載時的準確性。

表3 誤差分析Tab.3 Error analysis

由于作動器位移追蹤效果較好，其同步測量的框架反饋力是可信的。圖8（b）和9（b）分別展示了柱頂加載和空載條件下框架的反饋力時程。柱頂加載條件下一、二層反饋力峰值分別為?192.2 和248.2 kN；柱頂空載條件下反饋力峰值分別為?175.1 和225.9 kN。顯然，柱頂空載時，框架的反饋力較加載條件下小8.9%和9.0%。

圖8 柱頂加載下框架位移、反饋力時程Fig.8 Time history of displacement and feedback force of frame under pressure

圖9 柱頂空載下框架位移、反饋力時程Fig.9 Time history of displacement dynamic response and feedback force of frame without pressure

3.2 層間位移和底部剪力

擬動力試驗中數(shù)值子結構使用有限元模擬，可分析上部框架的各層水平位移。圖10比較了柱頂加載和空載時各層最大水平位移，顯示重力作用略微有利于減少結構水平位移。相較于柱頂加載，柱頂空載條件對樓層最大水平位移影響小于±4.5%，簡化條件對試驗影響輕微。

圖10 最大水平位移Fig.10 Maximum horizontal displacement

圖11顯示了各層最大層間位移角，同樣發(fā)現(xiàn)重力作用略微有利于減少層間位移角。最大層間位移角出現(xiàn)在第8 層處，達2.76%。該層為柱變截面層，截面尺寸較中層柱縮小了9.1%，導致柱剛度減少，層間位移角增大。相較于柱頂加載，柱頂空載條件對樓層最大層間位移角影響小于±2%，簡化條件對試驗影響較小。

圖11 最大層間位移角Fig.11 Maximum layer displacement angle

圖12顯示了兩種方案加載后一、二層樓板與柱連接處。其中，一層層間位移角為0.74%，樓板端部未發(fā)現(xiàn)明顯裂紋；二層層間位移角為1.29%，樓板與框架柱間發(fā)生輕微擠壓，樓板端部出現(xiàn)少量擠壓裂紋。框架柱未發(fā)現(xiàn)明顯破壞。

圖12 樓板與柱連接處Fig.12 The connection between floor and column

3.3 節(jié)點分析

數(shù)值子結構中，共有28 個梁單元和36 個柱單元，梁、柱截面形式如圖2所示。梁端、柱端最大彎矩如表4所示。

表4 梁端、柱端最大彎矩Tab.4 Maximum moment of beam-and column-end

表中，梁端最大彎矩出現(xiàn)在第8 層右跨梁右端；底層柱最大彎矩出現(xiàn)在首層左邊柱柱底處，中層柱出現(xiàn)在第3 層右邊柱柱底，頂層柱出現(xiàn)在第10 層左側中柱柱底。結果顯示，相較于柱頂加載，柱頂空載條件對梁端、柱端最大彎矩影響小于±1%，表明簡化條件對試驗影響較小。

對于鋼筋桁架承板和H 型鋼組成的組合梁板，根據(jù)《鋼結構設計標準》［20］14.2.1 條，其抗彎承載力矩計算如下：

式中Ac為梁受壓區(qū)截面面積；y1為鋼梁受拉區(qū)截面形心至混凝土翼板受壓區(qū)截面形心的距離；y2為鋼梁受拉區(qū)截面形心至鋼梁受壓區(qū)截面形心的距離；fc為混凝土抗壓強度設計值；f為鋼材的抗拉、抗壓或抗彎強度設計值；be為板件的有效寬度；hc1為混凝土樓板厚度。故組合梁抗彎承載力矩為2221.9 N·m，大于梁端彎矩，組合梁未發(fā)生彎曲破壞。

根據(jù)《中空夾層鋼管混凝土結構技術規(guī)程》［12］5.3.1 條，中空夾層鋼管混凝土柱抗彎承載力矩計算如下：

式中γm1，γm2為截面抗彎承載力系數(shù)；Wscm為外鋼管和夾層混凝土的組合毛截面模量；Wsi為內鋼管的毛截面模量；fosc為鋼管和夾層混凝土的組合軸抗壓強度設計值；fi為內鋼管鋼材的抗拉、抗壓、抗彎強度設計值。故底柱、中柱和頂柱柱端抗彎承載力矩分別為5039，3707 和2630 kN·m，底柱、中柱和頂柱均未彎曲屈服。

該裝配式框架的梁柱節(jié)點采用單邊高強螺栓與端板連接，端板連接處所承受彎矩等于梁端彎矩。在柱頂加載和空載條件下端板最大彎矩分別為1244.2 和1246.1 kN·m，略超過1070.9 kN·m 的彈性彎矩，剛進入塑性變形階段，分別產(chǎn)生0.0144 和0.0146 rad 的塑性變形。相較于柱頂加載，柱頂空載的簡化試驗條件對端板連接處最大彎矩影響小于0.2%，表明簡化條件對試驗的影響極小。圖13展示了歷經(jīng)兩種方案加載后二層左側梁柱節(jié)點連接圖，圖中端板與框架柱連接處僅出現(xiàn)微小縫隙，表明螺栓可能出現(xiàn)屈服現(xiàn)象。

圖13 梁柱節(jié)點殘余變形Fig.13 Residual deformation of beam-column joint

表5顯示了梁端、柱端最大剪力。根據(jù)《鋼結構設計標準》［20］10.3.2 條，組合梁板抗剪承載力計算如下：

表5 梁端、柱端最大剪力Tab.5 Maximum shear force of beam-and column-end

式中hw，tw為腹板高度和厚度；fv為鋼材抗剪強度設計值。故梁端抗剪承載力為1512 kN，大于梁端剪力，未發(fā)生剪切破壞。

根據(jù)《中空夾層鋼管混凝土結構技術規(guī)程》［12］5.5.2 條，中空夾層鋼管混凝土柱抗剪承載力計算如下：

式中γv為抗剪承載力修正系數(shù)；τscy為外鋼管和夾層混凝土的抗剪屈服極限；τyi為內鋼管的抗剪屈服極限；Ac為夾層混凝土橫截面面積；Aso為外鋼管的橫截面面積；Asi為內鋼管的橫截面面積。對于底層、中層和頂層柱，柱抗剪承載力分別為15688，12644 和9926 kN，大于柱端剪力，未發(fā)生剪切破壞。

此外，相較于柱頂加載，柱頂空載條件對最大剪力影響小于±2.90%，簡化條件對試驗影響不明顯。

3.4 測點分析

如圖14所示，試驗框架共布置96 個單向應變片，各測點位置如表6所示。

圖14 測點布置（單位：mm）Fig.14 Monitoring point arrangements（Unit：mm）

表6 應變片位置Tab.6 Position of strain gage

試驗使用東華DH3818Y 靜態(tài)數(shù)據(jù)采集儀，按設備最高采樣頻率5 Hz 連續(xù)采集應變數(shù)據(jù)。各類測點最大應變如表7所示。

表7中，測點最大應變?yōu)?.46×10?3，小于Q345和HRB400 鋼材屈服應變（1.7～1.8）×10?3，表明鋼管、型鋼均處于彈性狀態(tài)。受材料加工限制，該框架構件在縮尺建造時，梁柱強度較理想模型偏大，因此在試驗中未觀察到鋼材屈服現(xiàn)象。

表7 測點最大應變Tab.7 Maximum strain of monitoring points

通過柱頂加載和柱頂空載的對比試驗，發(fā)現(xiàn)該裝配式框架在罕遇地震時，重力作用略微有利于增加柱抗側移剛度，但影響程度極為有限。因此，省略軸力的加載方案是一種合理的試驗簡化條件。

3.5 破壞分析

上述分析結果顯示，在罕遇地震作用下，梁柱均未屈服，而連接處率先屈服，這種破壞模式符合破壞預期。

使用單邊螺栓的梁柱連接節(jié)點屬于半剛性節(jié)點，螺栓的率先屈服符合基于端板屈服的破壞模式。螺栓屈服不僅消耗了地震能量，還可使節(jié)點具備良好的轉動能力，提高裝配式框架的延性，避免梁端出現(xiàn)塑性鉸。

4 數(shù)值模擬

在擬動力試驗的基礎上，本文進一步使用OpenSees 有限元分析進行對比驗證。梁、柱、樓板、節(jié)點建模及材料本構與2.3.1 節(jié)相同。有限元分析中考慮裝配式框架所受重力作用和水平地震作用，計算結果如下。

圖10展示了有限元計算的各層最大水平位移，與柱頂加載和空載擬動力試驗結果相差?5.22%～5.69%，模擬結果與試驗結果較為接近。圖11顯示了有限元計算的最大層間位移角，最大層間位移角同樣出現(xiàn)在第8 層處，較柱頂加載和柱頂空載擬動力試驗結果僅偏小4.73%和5.07%。但在第3 和9層處，有限元計算的層間位移角較擬動力試驗偏小13%。模擬與試驗結果基本吻合。研究發(fā)現(xiàn)，使用單邊高強螺栓連接的中空夾層的鋼管混凝土框架結構，節(jié)點連接剛度較小，導致在罕遇地震情況下層間位移角略大于《建筑抗震設計規(guī)范》的2%限制。

表8顯示了有限元計算的梁端、柱端最大彎矩。所計算的梁端最大彎矩僅比擬動力試驗結果偏小1.40%～1.55%。對于底層柱和中層柱，柱端最大彎矩計算值較擬動力試驗結果偏小5.37%～8.16%；頂層柱最大彎矩比擬動力試驗結果偏大7.24%～7.70%。總體而言，梁端、柱端最大彎矩的計算與試驗結果較為吻合。

表8 有限元計算梁端、柱端最大彎矩Tab.8 Maximum moment of beam-and column-end cal?culated by FEM

在單邊高強螺栓連接的梁柱節(jié)點處，端板所承受彎矩等于梁端彎矩。其最大彎矩1226.8 kN·m 略超過彈性彎矩，剛進入塑性變形階段，產(chǎn)生0.013 rad的塑性變形。

表9顯示了有限元計算的梁端、柱端最大剪力。所計算的梁端最大剪力與擬動力試驗結果吻合較好，誤差小于1.38%。柱端剪力誤差較為明顯，所計算的底層柱、中層柱最大剪力較擬動力試驗結果偏小，最大誤差達20.53%，頂層柱最大剪力較擬動力結果偏大13.75%。

表9 有限元計算梁端、柱端最大剪力Tab.9 Maximum shear force of beam-and column-end calculated by FEM

有限元分析同樣發(fā)現(xiàn)，該框架可能率先在梁柱節(jié)點達到屈服，而其余梁、柱端彎矩、剪力均未達到屈服。

5 結 論

本文通過全裝配式中空夾層鋼管混凝土組合結構的擬動力試驗，得到以下結論：

（1）在罕遇地震作用下，該裝配式框架的梁柱節(jié)點將率先屈服，節(jié)點轉動耗散了地震能量，從而避免梁端出現(xiàn)塑性鉸。

（2）使用高強單邊螺栓連接的裝配式組合結構節(jié)點屬于半剛性連接，導致在罕遇地震作用下層間位移角略大于抗震規(guī)范的2%限制。

（3）軸力略微有利于增加中空夾層鋼管混凝土柱抗側移剛度，省略軸力的試驗加載方案是一種可接受的邊界簡化。