T形件加強型節點PEC柱-鋼梁組合框架層間倒塌機理試驗研究

方有珍，王玉璽，鈕榮斌，孫國華

(蘇州科技學院江蘇省結構重點實驗室，江蘇 蘇州 215011)

框架結構作為主要的傳統結構形式，組成框架柱的承載力與抗側剛度和梁柱節點連接性能是滿足“強柱弱梁”、“強節點”抗震設計原則[1]、實現結構具備足夠的耗散地震能能力和決定結構體系在強震作用下抗倒塌性能的關鍵所在．

新型部分外包混凝土組合柱（Partially encased composite column，簡稱PEC柱）P是采用熱軋薄壁鋼板組合截面，在兩翼緣板之間設置一定間距的橫向拉結筋(常規翼緣非卷邊 PEC柱[2-5])或橫向拉結板條（采用柱翼緣卷邊為課題組最先提出的設計思想）[6-7]，且澆筑混凝土而形成的組合柱．現有研究表明：鋼結構部分明顯增強對混凝土約束，提高了混凝土對構件承載力和水平抗側剛度的貢獻，改善構件抗震延性；而采用翼緣卷邊構造進一步消除了常規 PEC柱雙向剛度明顯差異和翼緣間設置拉結筋帶來的施工困難等缺陷．此外，現有國內外學者[8-15]在梁柱節點采用預拉對穿螺栓和T形件連接方面取得了系列研究成果，研究結果顯示：(1)多數T形件均在翼緣出現明顯的塑性變形后發生腹板凈截面斷裂和螺栓的拉伸斷裂；(2) 試件的耗能主要源于翼緣的塑性變形和連接件間的摩擦滑移；(3) T形件連接能提供足夠大的節點彎曲剛度與強度來滿足理想的“強柱弱梁”抗震要求；(4) 與常規剛性節點相比，對穿螺栓T形件具有部分自復位功能，且現實了節點域混凝土斜壓帶傳力模式，降低了節點域抗剪要求；(5) 對穿高強螺栓T形件連接節點剛度大，螺栓、T形件、柱壁間傳力明確，塑性性能好．

盡管目前我國建筑抗震設計規范[1]中明確規定，可通過控制在罕遇地震作用下鋼結構的最大層間位移角來實現“大震不倒”的抗震設防目標，但規范界定的限值過于保守，并不能反映實際結構真正意義的倒塌． 而ATC-63[16]引入了CMR（Collapse Margin Ratio）系數定量描述實際結構在超越MCE（Maximum Considered Earthquake）水準的倒塌儲備能力． 因此，量化結構的倒塌極限能力，對合理確定結構的倒塌儲備能力、超強性能、結構影響系數具有重要意義． 為此本文通過對1榀卷邊PEC柱-鋼梁 T形件焊接加強型節點組合框架中間層子結構進行擬靜力抗震試驗，分析試件結構的滯回性能、剛度、耗能、側移變形模式等，研究揭示試件結構的層間抗倒塌機理．

1 試驗概況

1.1 試件設計

以實際層高為3.0 m的組合框架結構為研究對象，提取與之相連的上下柱反彎點之間層間子結構為試驗試件原型，考慮蘇州科技學院江蘇省結構重點試驗室加載設備的加載能力，按照 1：2縮尺制作試件模型． 試件中PEC柱采用Q235鋼板卷邊焊接組合截面（翼緣和腹板厚5 mm，拉結板條厚4 mm，柱強軸布置），混凝土強度為C20；鋼梁為I20a工字鋼； T形件與卷邊PEC柱采用10.9級d=20對穿高強螺栓進行連接（設計預緊力值為10 kN），而與鋼梁采取三面圍焊，試驗試件設計詳見圖1． 鋼結構梁柱翼緣與腹板各取3個材性試樣，混凝土每批預留3個標準試塊，材性實測值見表1．

表1 試件材性實測指標Tab. 1 Material performance index of the specimen

圖1 試件設計Fig.1 Design of the specimen

1.2 試驗方案

1.2.1 測點布置

位移傳感器：在B邊柱側沿高度5個不同位置布置用于測量試件結構水平位移；在梁柱節點連接部位布置以測試梁端與PEC柱轉角和梁端與T形件翼緣轉角． 應變片：在梁柱節點區布置應變花測試其剪切變形；在T形加強端部梁截面沿高度布置應變片和應變化測試截面應變用于判別截面進入屈服進程和相應內力；PEC柱上關鍵截面布置應變片以判別其應力狀態，見圖2．

1.2.2 試驗裝置與加載方案

試驗在蘇州科技學院江蘇省結構工程重點實驗室完成，為了模擬試件邊界條件，試件柱下端通過平面鉸支座與剛性地梁連接；柱上端通過平面鉸支座與剛性加載梁連接，且在加載梁側設置平面外支撐，防止試件整體出現平面外扭轉，具體見圖2．

圖2 試驗加載裝置Fig.2 Instructions for loading of the specimens

試驗加載方式采用位移加載：正式加載之前進行預加載，以檢查試驗儀表是否工作正常．正式加載后，以7.5 mm為初始級，前4級按7.5 mm（即試件側移0.25%）遞增；隨后按15 mm（即試件側移0.50%）遞增，每級荷載為2個循環，直至試承載力下降至加載歷史最大荷載 85%或試件層間側移超過大震層間側移最小限值 1/30，試驗方可結束． 試驗結束條件為獲得試件完善的抗震性能提供了保障．翼緣與腹板連接處翼緣拉斷（見圖3 (e)），且試件中梁面外扭轉變形明顯；隨后再加載至側移4.5%級半個循環，試件鋼梁面外扭轉變形嚴重，且實測試件整體與層間均超過了大震層間側移限值1/30，則宣告試驗結束．

2 試驗過程描述

圖3 試驗過程主要特征Fig.3 Primary characteristics in test process

此次試驗重點研究T形件焊接加強型節點PEC柱-鋼梁組合框架層間倒塌機理，根據試驗現象可知，加載初期，試件基本處在彈性階段Ⅰ；加載至側移 1.5%級過程中，試件 T形件端部梁截面上下翼緣外部出現起皮見圖3(a)，即梁截面開始進入屈服階段Ⅱ；繼續加載級至側移 2.0%級，試件 T形件端部梁截面腹板部位屈服線貫通，即全截面屈服見圖3(b)；隨后繼續加載過程中，試件相繼進入T形件外排螺栓附近梁截面屈服線逐步向跨中不斷擴展階段Ⅲ見圖3 (c)；加載至側移3.5%峰值，下節點梁受壓翼緣均出現局部屈曲（見圖3 (d)）；加載至側移4.0%級峰值時，試件A邊下節點T形件

圖4 試件最終破壞塑性機構Fig.4 Plastic mechanism of the specimen

3 試驗結果分析

3.1 滯回特性

試件在低周往復荷載下的滯回曲線可反映試件結構的承載力、剛度退化、耗能能力、變形模式等抗震性能． 試件包含上下半層，其主要是為了準確模擬中間層的邊界條件，為此，本文對比分析試件頂點水平荷載—整體側移和層間側移曲線，見圖 5． 圖中：P為水平荷載；θ、θ1分別為試件整體與層間側移，θ=Δ/H，θ1=Δ1/h；H、h分別為試件整體高度與中間層高，Δ、Δ1為試件整體與層間水平相對側移．

圖5 試件滯回曲線Fig.5 Hysteretic curves of the specimen

從圖 5試件整體和層間滯回曲線對比可以看出：加載初期，連接處于彈性階段，滯回曲線基本為直線，剛度和承載力較大，滯回環面積較小，基本無殘余變形；隨著加載的繼續，試件承載力明顯增大，且卸載過程中對穿螺栓拉力作用，連接出現部分自行復位，滯回曲線出現一定的捏縮效應，結構仍處在彈性狀態，滯回耗能仍十分有限；加載至側移1.5%級過程中，T形件外端附近梁截面翼緣開始出現屈服；繼續加載至側移2.0%，T形件端部附近梁截面充分屈服形成塑性鉸，T形件脫開較明顯，螺栓處于彈性階段以致卸載自復位效果顯著；隨后，梁端塑性鉸區屈服面積不斷向周邊擴展，試件耗能增大趨勢明顯，但卸載時其自復位效果基本維持不變．

試驗水平荷載—側移角骨架曲線可直觀反映加載過程中試件的力學性能，而通過試件整體與層間骨架線對比可以分析試件的整體性，見圖6．

圖6 試件整體與層間骨架曲線Fig.6 Skeleton curves for the specimen

從圖6中進一步反映：整個加載過程中，試件整體和層間骨架線基本重合，原因可能在于試件采用的新型卷邊 PEC具有較大的抗側剛度與承載力和T形件焊接加強型連接進一步實現了梁端塑性鉸遠離節點區，更好滿足了“強柱弱梁”和“強節點弱構件”的抗震設計要求，試件結構整體性好、水平抗側剛度沿高度分布均勻．

3.2 抗側剛度退化

結構剛度隨著循環荷載次數的增加而退化過程，反映了受力過程中結構的損傷進程，本文引入峰值抗側剛度KPi，即每級加載位移峰值點之間連線的斜率（公式（1））． 由于本文重點研究層間倒塌機理，為此，僅對層間水平抗側剛度退化規律進行分析，計算結果見圖7．

圖7 層間抗側剛度退化曲線Fig.7 Peak lateral-resisting stiffness degradation curve of interstory

從圖7中顯示：初期加載至側移0.5%級時，由于試件連接部位間隙和PEC柱混凝土擠壓密實，水平抗側剛度出現明顯的增大；隨后加載至側移1.5%級T形件端部梁截面開始屈服之前，試件處在彈性階段，層間抗側剛度退化速度較小；隨著加載的繼續，T形件端部梁截面屈服不斷向梁截面中部發展，層間抗側剛度退化趨勢明顯；當加載至側移 2.0%級，T形件端部梁截面全截面屈服形成塑性鉸，隨后加載至試驗結束過程中，梁端塑性鉸區不斷向梁中部擴展，層間抗側剛度退化速度趨于平緩，表明試件結構具有良好的整體性和抗震延性．

3.3 節點性能

梁柱節點是決定框架結構體系整體性和力學性能的關鍵，而節點性能取決于節點區、連接和梁端三者之間的剛度合理匹配，因此，本文進一步對T形件加強型節點性能進行分析．

3.3.1 滯回曲線

試驗試件結構最終破壞塑性機構由T形件端部附近截面充分屈服形成，為此將該截面作為控制截面，定義該截面彎矩為節點參考彎矩M，梁端與PEC柱相對轉角為連接轉角θ2，梁端與T形件翼緣相對轉角為梁端轉角θ3． 節點參考彎矩M計算參照水平荷載作用下框架結構的受力機理（即梁不承擔軸力，且跨中彎矩為零），見圖8．

式中：P為試驗水平荷載；H總為試件PEC柱頂底平面鉸支座中心間距離；L為框架跨度；V為梁上剪力；l為彎矩M計算截面距框架梁跨中距離．

基于試驗數據計算得到節點連接與梁端滯回曲線，見圖9． 從圖分析可知，在加載至側移1.5%級過程中，T形件外排螺栓附近梁截面的連接彎矩超過截面屈服彎矩（My≈63 kN·m），即截面開始進入屈服；隨著加載的繼續至側移2.0%級，T形件外排螺栓附近梁截面彎矩超過全截面塑性彎矩（Mp≈77 kN·m），即截面完全屈服形成理想的延性破壞模式，節點轉動能力發揮充分，且加載結束時對應節點最大轉角均超過大震層間側移限值 1/30． 因此現行相關規范所規定的最大塑性轉角0.03 rad在一定程度上保證了抗彎框架出現理想延性失效模式和具有良好的抗倒塌能力．

圖8 試件理想傳力機理Fig.8 Load-transfer mechanism of the specimen

圖9 節點參考彎矩-連接與梁端轉角滯回曲線Fig.9 M-θ hysteresis curves of connection or beam-end

為了分析節點區對整個節點受力性能的影響，基于各個節點區應變片實測數據，參照公式（3）計算節點區剪應變，計算結果見圖10．

圖10 節點區剪應變曲線Fig.10 Shear strain curves of the panel zone

通過圖 10對比分析可知，整個加載過程中，所有節點區最大剪應變γmax=884.33 με（微應變），表明節點區剪切變形較小，更好滿足了“強節點”的抗震設計要求，這也進一步驗證本文試件采用增設節點加強板構造措施提高了對節點區混凝土的約束作用，且T形件對穿螺栓連接實現了節點區混凝土斜壓帶傳力模式和節點連接部位梁端形成塑性鉸區遠離節點區的目標[13-15]．

3.3.2 轉動剛度退化

試件T形件焊接加強型連接，節點區剛度大、變形小，節點轉動能力取決于節點連接． 為此，本文對節點連接轉動峰值剛度進行了分析，相同處理方法同層間抗側剛度，計算結果見圖11．

圖11 節點轉動峰值剛度退化曲線Fig.11 Peak rotational stiffness degradation curve of the joint

對圖 11分析可知：節點連接和梁端初始轉動峰值剛度均較大，且超過20.0×103kN·mm；加載側移至1.0%，由于試件連接部位間隙擠壓密實，轉動剛度有明顯退化；加載側移 1.5%級 T形件端部梁截面開始屈服至側移 2.0%級 T形件端部梁截面全截面屈服過程中，節點連接轉動峰值剛度退化趨勢進一步加著；隨著繼續的加載，塑性區域擴展，直至加載到側移4.5%試驗結束，節點轉動峰值剛度退化緩慢，進一步驗證T形件對穿預拉螺栓焊接加強型節點具有較大的轉動剛度和良好的轉動能力．

3.4 耗能能力

結構承載力與變形性能決定結構體系力學性能的主要控制指標，其反映了結構承載力、延性和耗散地震能的能力，本文主要從絕對耗能和等效黏滯阻尼系數兩方面分析試件的耗能性能．

3.4.1 絕對耗能

絕對耗能通過滯回環的面積來衡量，不僅反映了結構或構件損傷進程，也是評估結構抗震性能的重要指標． 為了深入研究試件結構層間耗能機理，本文對試件整體、層間和節點連接在試驗過程中滯回環面積進行了計算，計算結果見圖12．

圖12 滯回耗能Fig.12 Hysteretic dissipated energy of the specimen

從圖12(a)對比分析發現：加載初期，試件處在彈性階段，少量的耗能主要由試件加工連接處縫隙和混凝土的擠壓密實引起；加載側移 1.5%級過程中，T形件端部梁截面開始屈服，試件耗能明顯增大；隨著加載的繼續，T形件端部截面屈服不斷向截面中部延伸和屈服區梁跨中擴展，結構耗能增幅明顯加大；繼續加載至側移3.5%級時，A邊柱下節點T形件與腹板交接的翼緣部位斷裂，相應延緩了梁端屈服區的擴展速度，試件各部分耗能增大幅度減緩． 此外，從圖12(b)顯示，加載至T形件端部梁截面開始屈服后，層間耗能約為試件整體耗能的50%左右，而單個節點耗能占試件整體耗能的20%以上，這進一步說明試件整體性好、水平抗側剛度沿高度分布均勻，且試件主要耗能由節點連接梁端屈服提供，實現了理想的延性破壞模式．

3.4.2 等效黏滯阻尼比

等效黏滯阻尼比ζeq可合理地評估試件耗散能量的能力．ζeq按式（4）計算，其中等效黏滯阻尼比的計算示意見圖13．

式中：SABCD為試件試驗測試的滯回曲線中滯回環所包絡的面積；SΔB0E、SΔD0F分別為滯回曲線第Ⅰ、Ⅲ象限的三角形面積．

圖13 等效黏滯阻尼比的計算示意Fig.13 Diagram of equivalent viscous damping ratio

圖 14給出了試件整體、層間和節點的等效黏滯阻尼比加載變化曲線． 從圖中可以看出：(1)加載初期，節點連接處縫隙擠壓密實耗散一定能量，等效黏滯阻尼比出現明顯的增加，但隨后加載至側移 0.5%時，試件仍處在彈性階段而未發生其他耗能，等效黏滯阻尼比減小；(2)隨著加載至側移1.5%級過程中，T形件端部梁截面開始屈服，試件耗能明顯增大，等效黏滯阻尼比增長速度較快；(3)繼續加載至側移2.0%級T形件端部梁截面充分屈服后，梁端塑性區向梁跨中發展，結構主構件梁耗能明顯增加，等效粘滯阻尼比先出現增長趨向平緩． 此外，通過對比試件整體、層間和節點的等效黏滯阻尼比變化規律進一步顯示：試件整體與層間變化曲線基本重合，即試件結構整體均勻耗能；節點連接等效黏滯阻尼比較梁端稍大，但總體規律一致，且兩者明顯高于試件整體和層間對應值，原因在于試件耗能主要由T形件端部附近截面屈服耗能提供．

圖14 試件的等效黏滯阻尼比Fig 14 Equivalent viscous damping coefficients

3.5 變形模式

試件結構沿高度的水平位移變形曲線反映了結構受力機理的發展進程． 本次試驗沿試件高度方向布置了5個位移傳感器，基于試驗測試數據處理，得到了不同加載級峰值狀態下試件框架子結構水平位移變形曲線，見圖15．

圖15 試件沿高度的水平位移變形模式Fig 15 Lateral displacement patterns of the specimen

從圖 15中顯示，試件在整個加載過程中，試件水平位移沿高度呈線性增長趨勢，即水平位移變形表現為理想的倒三角彎剪型變形模式，進一步驗證了試件結構整體性好、水平抗側剛度沿高度分布均勻，試件表現為理想的彎曲型受力、剪切型變形模式．

4 結論

（1）T形件焊接加強型節點PEC柱-鋼梁組合框架層間子結構在低周反復荷載作用下經歷三個受力階段：彈性階段階段Ⅰ、T形件端部附近梁截面屈服階段Ⅱ、T形件端部附近梁截面充分屈服后塑性區擴展階段Ⅲ．

（2）T形件焊接加強型節點PEC柱-鋼梁組合框架層間子結構采用T形件焊接連接方式提高了節點連接的剛度，實現了梁塑性鉸位置遠離節點區和結構梁端塑性屈服耗能的設計目標．

（3）T形件焊接加強型節點PEC柱-鋼梁組合框架層間子結構整體性好、水平抗側剛度沿高度分布均勻，試件表現為理想的彎曲型受力、剪切型變形模式．

（4）T形件焊接加強型節點PEC柱-鋼梁組合框架層間子結構整體與層間側移和節點轉角均超過大震層間側移限值1/30，且承載力下降趨勢不明顯，試件結構具有良好的抗倒塌能力．

（5）T形件焊接加強型節點PEC柱-鋼梁組合框架層間子結構破壞模式為T形件端部附近梁截面充分屈服形成塑性鉸的理想塑性破壞機構．

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