鋼管混凝土格構柱－組合箱梁節點抗震性能試驗研究

蔣麗忠，黃 志，陳 善，周旺保

（1．中南大學 土木工程學院，長沙 410075；2．湖南省有色地質勘查研究院，長沙 410015）

為適應現代世界高層建筑一些特殊功能需求，巨 型結構體系正越來越多的被工程界所采用［1－2］。巨型框架結構又被稱為主、次框架結構，其獨特的兩級受力體系不僅有利于提高結構整體性、改善結構安全性能、減少材料用量和工程造價，亦給現代建筑設計帶來了更大的靈活性，因此在超高層建筑中正得到越來越廣泛的應用，如高層超高層建筑、塔架和桅桿結構等高聳結構［3－8］。鋼管混凝土格構柱－組合箱梁節點作為巨型組合結構體系的重要部件，其節點在滿足強度、剛度、穩定性和其他抗震性能的同時保證梁柱間荷載的有效傳遞，使鋼管和核心混凝土共同工作，同時也應便于結構制作、安裝以及管內混凝土的澆筑。雖然國內外學者對鋼管混凝土組合節點的抗震性能試驗研究已經有所開展［9－11］，但試驗研究嚴重滯后于工程實踐。國內外學者對鋼管混凝土組合節點的試驗研究主要集中于鋼管混凝土柱－鋼梁節點的試驗研究［12－13］，而對于鋼管混凝土格構柱－組合箱梁節點的試驗研究則完全處于空白。

針對目前國內外對此種連接形式節點試驗研究嚴重匱乏的現狀，本文對分別采用單肢斜撐、交叉斜撐和橫隔板三種不同節點連接構造形式的鋼管混凝土格構柱－組合箱梁節點試件進行試驗研究，考察不同節點連接件構造對鋼管混凝土格構柱－組合箱梁節點受力性能、延性、剛度和強度退化及耗能能力等抗震性能的影響，得出了節點的荷載－位移滯回曲線，骨架曲線和耗能特性，研究各節點形式的抗震性能，為鋼管混凝土格構柱－組合箱梁節點的理論研究和工程應用提供依據。

1 試驗概況

1.1 試件

試驗以巨型鋼－混凝土組合框架結構中的節點為原型，且為邊柱節點。鋼－混凝土組合箱梁梁高為270 mm，采用6mm厚的Q235B鋼板拼焊而成；混凝土翼緣板厚80 mm，采用C30混凝土澆筑，縱向受力筋采用直徑為10mm的Ⅱ級鋼筋，箍筋采用直徑為6 mm的Ⅰ鋼筋。鋼管混凝土格構柱總高1 000 mm，柱中心線到梁端加載點的臂長1 375 mm，采用C30自密實混凝土填充，柱肢鋼管采用20＃無縫鋼管；鋼加強環板和各節點連接件均采用10 mm厚的Q345鋼板焊接而成；鋼箱梁與混凝土板之間采用4．6級Φ13＠100的完全抗剪栓釘連接。試件設計的節點輪廓尺寸見圖1，主要參數見表1。

圖1 節點尺寸圖Fig．1 Connection diagram

表1 節點試件主要參數表（單位：mm）Tab．1 Details of specimens（mm）

節點的鋼構件部分由鋼管格構柱、組合箱梁與加強環焊接而成，鋼梁與加強環、加強環與格構柱的連接焊接采用雙面對接坡口焊；鋼管混凝土格構柱柱腳處設置加勁肋防止鋼管發生局部屈曲破壞；鋼－混組合箱梁的栓釘沿梁長方向單排均勻布置在翼緣板上。

根據材性實驗得出鋼管內填充的核心混凝土和鋼－混凝土組合箱梁翼緣混凝土的立方體抗壓強度fcu平均值分別為 31．2 N／mm2和 35．5 N／mm2，彈性模量 Ec分別為23 800 MPa和31 470 MPa。鋼材材料力學性能見表2。

表2 鋼材力學性能Tab．1 Steel properties

1.2 試驗裝置及測點布置

試驗采用擬靜力加載方式。柱頂端放置的2 000 kN千斤頂頂住剛性橫梁以施加恒定軸力，組合箱梁梁端上下均設置加載板，并用螺桿將上下加載板與MTS作動頭錨固起來，通過固定在反力架上的N＝1 000 kN的MTS液壓伺服作動器施加豎向往復荷載或位移。節點試驗裝置示意圖見圖2和圖3。在格構柱的上下端均設置了高強鋼材制成的方形鋼塊，在其上按預定偏心距設置相應條形凹槽。試驗過程中壓力機的荷載通過刀口鉸傳到格構柱，刀口鉸的刀口與地面及反力架的條形凹槽相吻合，通過高強螺栓與試件連接。鋼塊與刀口鉸可反復使用。試驗數據由1 000通道7V08數據采集儀采集，試驗全過程由M2801伺服系統控制機及微機控制。

各試件在梁端和節點域位移計測點布置見圖4，以測量和記錄柱頂位移、梁柱相對轉角和節點域的剪切變形。

圖2 試驗加載裝置示意圖Fig．2 Test set-up

圖3 現場節點試驗裝置圖Fig．3 The scene node test device

圖4 位移計測點布置圖Fig．4 Layout of displacementmeter

1．3 加載制度

柱頂垂直方向：施加恒定2 000 kN軸向力。

試驗加載過程按照JGJ 101－96《建筑抗震試驗方法規程》［14］的規定采用荷載－位移雙控制加載制度來模擬地震作用。具體程序如下：① 結構屈服前采用荷載控制加載方法，梁端豎向力以等增量ΔF形式的荷載方式施加，每一級荷載循環一次；② 荷載位移曲線出現明顯的拐點時表示試件開始屈服，此時采用位移控制加載方式，按屈服位移的倍數施加，即 1Δy、2Δy、3Δy、4Δy、…。每級控制位移循環三次。在試驗過程中，根據實際情況做出適當的調整。

由于鋼－混凝土組合箱梁截面正反向的力學性能不同，在施加往復荷載過程中，正向加載制度參考正向屈服位移Δ＋y和正向屈服荷載P＋y（以混凝土受壓為正），反向加載制度則參考反向屈服位移Δ－y和反向屈服荷載P－y。試驗前由非線性有限元理論模型計算得到試件的理論荷載Pmax，并取對應0．7Pmax的位移為屈服位移Δy。

2 試驗過程及破壞特征

2.1 試驗過程

試驗首先由梁端荷載控制加載，此時處于彈性階段，荷載位移呈現線性關系，未有明顯變化，各節點試件的鋼構件部分完好無損。在反向加載過程中，首先從混凝土翼緣板出現開裂，當加載至－20 kN時，翼緣混凝土板沿最薄弱的節點端處出現橫向裂縫，此時荷載即為節點開裂荷載，裂縫未貫通。隨著反向荷載的逐步增大，混凝土翼緣板裂縫逐漸向著梁端加載點延伸，裂縫寬度逐漸變大。當節點試件達到反向屈服荷載時，混凝土翼緣板橫向裂縫發展至數條，且裂縫貫通整個翼緣混凝土板，見圖5。

圖5 混凝土板貫穿裂縫Fig．5 Piercing cracks of the concrete slab

試驗進入塑性階段由位移控制加載，加載或卸載控制點取屈服位移的倍數，前三級位移每級循環三次，此后根據試驗情況適當調整，直至試件破壞。當控制位移反向加載至1～2．時，混凝土翼緣板與格構柱柱肢脫開，加載梁端預留錨桿孔處出現裂縫；控制位移正向加載至2．0Δy＋的過程中，聽到混凝土板與鋼箱梁發生滑移的響聲，并伴隨有混凝土碎屑從翼緣處脫落，但現象不明顯；控制位移正向加載至3．～4．0時，在節點的柱肢處混凝土板出現斜裂縫和縱向裂縫，同時，LJ－2節點核的交叉斜撐因受拉應力大，焊縫出現斷裂裂縫；控制位移反向加載至4．時，鋼梁與加強環焊接處焊縫出現斷裂情況，腹板也出現撕裂現象，反向承載力明顯下降，同時焊縫斷裂導致加強環板處的混凝土板折斷，出現節點破壞狀態，見圖6、圖7；控制位移正向加載至5．時，混凝土折斷處重新受壓，鋼箱梁上部撕裂的腹板受壓發生鼓曲現象，正向承載力也出現下降現象；控制位移反向加載至5時，混凝土翼緣板出現碎塊掉落現象，組合箱梁腹板撕裂缺口變大，見圖8，此時節點試件已經發生破壞而終止試驗，破壞形態見圖9。

圖6 箱翼緣焊縫斷裂Fig．6 Fracture of the box flange weld

圖7 混凝土板橫向折斷圖Fig．7 Transverse fracture pattern

圖8 鋼箱梁腹板撕裂缺口Fig．8 Tear notch of steel box girder webs

2.2 破壞特征

三種連接件構造形式的節點破壞過程及基本特征大致相同，為弱梁破壞機制，破壞點均發生在節點梁端即鋼箱梁上翼緣板與加強環交界的焊縫處；加強環、節點連接件構造、以及鋼管混凝土格構柱表現出較好的工作性能，滿足相關抗震規范強柱弱梁的設計要求。其中，試件制作過程的構造誤差以及鋼材連接處的焊縫缺陷對連接的破壞有一定的影響，從而對試驗結果也存在影響。

3 主要試驗結果及分析

3.1 節點試件屈服與破壞的確定

無明顯屈服點的鋼－混凝土組合節點的單向荷載－位移曲線見圖 10，破壞荷載定義為 Pu＝0．85，其對應的位移即為節點的破壞位移 Δu。最高點對應的荷載和位移為極限荷載Pmax和極限位移Δmax。過坐標原點O作切線與曲線最高點的水平線相交點的位移為屈服位移Δy，由該點作垂線與荷載－位移曲線相交即為節點的屈服荷載Py。由節點的荷載－位移曲線可以確定試件各階段承載力特征值，各指標值取正反兩個方向（以梁端向下加載為正，向上加載為負）列入表3。

表3 節點承載力特征表（荷載單位：kN）Tab．3 Characteristic of the bearing capacity（kN）

由試驗結果對比可知，三種連接構造形式節點在低周往復荷載作用下均表現出較高的承載力。隨著節點連接件構造的加強，正反向的承載力變化趨勢不一致，節點正向屈服荷載及極限荷載逐漸增大，而反向屈服荷載和極限荷載逐漸減小，但減小幅度不明顯。

3.2 節點試件的P－Δ滯回曲線

圖10 節點承載力的確定Fig．10 Ultimate bearing capacity of joints

節點試驗過程中，柱頂缺乏有效的側向約束和柱底支座處存在相對位移等因素的影響。因此會存在柱頂和柱底位移，柱頂位移相對較大，由位移計1測得，三種節點形式的柱頂位移曲線如圖11所示，且最終梁端位移取修正后的試驗值。梁端位移的修正計算如下：支座轉角＝（柱頂位移－柱底位移）／1 000，修正后的梁端位移＝實測梁端位移－支座轉角×1 375。三種節點連接形式的滯回曲線見圖12。LJ－1、LJ－2和LJ－3節點的滯回曲線均成梭形，且滯回環較飽滿。表明三種形式的節點塑性變形能力和耗能能力較好。但隨著節點核心區連接件由單肢斜撐加強至橫隔板，梁端正向極限承載力逐漸增大，反向承載力無明顯變化。因循環加載過程中組合梁腹板的鼓曲變形和混凝土裂縫的開合等破壞狀態的發生，導致節點耗能能力變差，所以隨著位移的加大，三種節點的荷載－位移滯回曲線捏縮現象明顯。且達到屈服荷載后，曲線的斜率逐漸減小，節點剛度退化明顯。荷載隨著循環而降低，節點的強度出現退化。

3．3 節點試件的荷載－位移關系骨架曲線

將各節點試件滯回曲線加載級第一次循環的峰點所連成的骨架曲線見圖13。

由節點骨架曲線試驗結果及匯總對比（見圖13）表明：

圖11 柱頂位移曲線Fig．11 Displacement curve of column caps

圖12 節點的滯回曲線Fig．12 Hysteretic curve of joints

（1）由于鋼－混凝土組合箱梁翼緣板混凝土拉、壓力學性能存在的差異及相對滑移，在梁端低周往復荷載作用下，各節點骨架曲線的正、反向荷載特征值及位移大小不對稱。

（2）節點骨架曲線經過了彈性、彈塑性、塑性及塑性下降段；骨架曲線的正向下降段緩慢而反向下降趨勢明顯，表明試件的正向塑性能力相對反向塑性能力要好。

圖13 節點骨架曲線Fig．13 Envelop curve of the joints

（3）由于柱頂約束偏弱且不對稱會導致節點正反向承載力存在差異，此因素可以通過測定柱頂和柱底位移來對梁端位移進行修正，減少由此產生的誤差。從試驗測定的柱頂位移，可以發現正向加載和反向加載時的差值較小，同時，通過有限元分析得出的結果與試驗曲線規律基本一致，說明由此造成的誤差較小。

（4）隨著節點連接構造的加強，節點的正向承載力、彈性階段的剛度、極限承載力逐漸增大，而節點的屈服位移逐漸減小；而反向時，節點達到極限荷載之后，節點的強度和破壞位移逐漸減小，節點的強度退化加劇。

3．4 節點試件的延性和耗能指標

以節點試件有效極限梁端豎向破壞位移Δu和屈服位移Δy的比值u＝Δu／Δy定義節點梁端位移延性系數。根據上述節點承載力指標的確定方法，可得到節點試驗的位移延性系數，見表4。根據荷載－位移滯回曲線的包絡線可計算出各試件的等效粘滯系數he和能量耗散系數E。

由上述定義的各試件等效粘滯系數he和能量耗散系數E見表5。

由表4可知，三個節點試件的正向位移延性系數在3．31～3．98之間，反向位移延性系數在2．65～2．70之間，均大于2。表明三種節點連接形式在正向均具有良好的位移延性，而反向的位移延性略遜于正向；同時節點的構造對延性有一定的影響，隨著連接件構造的加強，其延性隨之增強。

表4 節點延性特征表（位移單位：mm）Tab．4 Ductility characteristic of the joint（mm）

表5 節點耗能性能表Tab．5 Energy dissipation characteristic of the joint

由表5可知，節點的耗能指數和等效粘滯系數均隨著位移的增大而增大，表明由于節點梁端塑性鉸的出現，隨著梁端位移的增大，節點的耗能能力也不斷增大；比較三種連接件方式節點發現，在屈服階段前期，LJ－2的耗能能力最好，從3Δy開始，LJ－3的各項指標的增長趨勢要大于LJ－1和LJ－2，說明LJ－3在后期的節點耗能能力更強。

總體來說，本次試驗的三種節點的滯回曲線均較為飽滿，按滯回曲線分析得出的耗能等指標均滿足結構抗震設計的要求。

4 有限元數值分析

4．1 單元模型

本文采用ABAQUS軟件對三種節點形式進行有限元分析。均采用三維實體單元，無縫鋼管、鋼－混凝土組合箱梁的鋼箱、加強環和節點連接件采用殼單元，翼緣混凝土板內的鋼筋采用桁架單元進行建模。為真實反映試驗與理論計算結果的偏差，在理論計算中模型參數均按表1和表2設置，模型有限元網格劃分如圖14所示。

4．2 結果對比

4．2．1 荷載－位移滯回曲線

圖14 組合節點有限元模型Fig．14 Finitemodel of connections

三種節點形式的滯回曲線試驗與模擬結果對比如圖15所示。由圖可見，有限元計算的滯回曲線與試驗結果的總體趨勢相同，兩者的正反向卸載剛度以及剛度退化現象基本保持一致。整體來看，有限元數值計算的荷載－位移滯回曲線較真實的模擬出了試驗滯回曲線的結果，試驗曲線的塑性變形和耗能性能均得到了真實的反映。

同時，對比分析三種節點試驗結果和有限元數值計算結果可知，在節點進入非線性階段后，兩者的吻合性較差，試驗所得的滯回曲線有一定的捏縮現象，有限元計算的滯回曲線很飽滿。后期的正反向峰值荷載相差10%左右。造成這一誤差的原因主要在于以下幾個方面：①試驗中試件支座約束條件與有限元模型的邊界條件存在誤差。有限元計算時鋼管混凝土格構柱上下端均假設為理想鉸接，但實際試驗加載過程中鋼管混凝土格構柱的彎曲變形等致使柱上下端板產生轉動變形，不一定為理想鉸接。②有限元數值計算的本構模型較為理想，試驗模型與此存在誤差。③有限元計算中無法模擬鋼箱梁上翼緣板與加強環交界焊縫的缺陷及撕裂等現象，會造成誤差。④其他試驗誤差等因素的影響致使極限荷載試驗值較有限元數值計算值減大。上述各因素致使試驗和計算結果未能十分精確的吻合，但是與試驗結果相比計算結果的最大偏差亦未超過10%。

圖15 節點試驗荷載位移曲線與模擬曲線對比Fig．15 Comparison of experimental and simulated curves

4．2．2 承載力

不同連接形式各節點的極限承載力試驗值與有限元計算見表6，計算值與試驗值二者的百分比值基本上在90%左右浮動。隨著節點連接件構造的增強，極限承載力計算值的變化趨勢與試驗值也基本一致，正向極限承載力計算值逐漸增大，反向極限承載力計算值變化不大。

表6 組合節點極限荷載對比分析Tab．6 Com parison of experimental and simulated results

5 結 論

本文對三個鋼管混凝土格構柱－組合箱梁組合節點進行了低周往復荷載作用下的試驗研究，可得到以下結論：

（1）三種鋼管混凝土格構柱－組合梁組合節點的破壞類型均表現為“強柱弱梁”的破壞類型，節點滯回曲線比較飽滿，基本上呈現梭形，出現有輕微的捏縮現象，說明該類型的節點是一種良好的抗震結構節點。

（2）本次試驗的三種節點形式，正向位移延性系數 μ＝3．31～3．98和反向位移延性系數 μ＝2．65～2．70，節點的延性能滿足結構抗震設計要求。且隨著節點連接件方式的加強，節點的屈服位移逐漸減小，節點承載能力逐漸增大。

（3）節點在低周往復荷載作用下，隨著節點連接方式的加強，節點的環向剛度逐漸增大，且強度和剛度退化都比較明顯，LJ－3節點的耗能指數和等效粘滯系數相對較好。

（4）抗震設計時，建議采用節點核心區采用橫隔板形式的節點構造（即LJ－3節點形式），對節點橫隔板的厚度取值建議按《鋼結構設計規范》（GB50017－2003）中有關箱型截面梁受壓翼緣板的設計要求選取，可以保證既不浪費工程材料又能保證不降低節點力學性能。

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