鋼管柱-鋼筋混凝土框架轉換節點設計研究

范 重，柴會娟，陳 巍，聶 鑫，高勁洋，樊健生，葛紅斌，黃進芳

(1. 中國建筑設計研究院，北京 100044；2. 清華大學土木工程系，北京 100082；3. 福建兆翔機場建設公司，廈門 361006)

在航站樓、鐵路客運站站房、綜合交通樞紐等大型公共建筑中，廣泛采用下部為混凝土框架、上部為大跨度鋼屋蓋的結構形式。對于此類結構形式，支承鋼屋蓋的鋼管柱與下部混凝土框架柱、框架梁之間內力的可靠傳遞非常關鍵。迄今，國內外學者在鋼管混凝土柱與H 型鋼梁及鋼筋混凝土梁的節點、鋼筋混凝土柱與H 型鋼梁節點受力性能研究方面取得了一些進展[1－3]，但對鋼管柱-鋼筋混凝土框架轉換節點的相關研究很少。

鋼管柱-鋼筋混凝土框架轉換節點的構造與鋼管混凝土柱-鋼筋混凝土梁節點較為接近。鋼管混凝土柱與鋼筋混凝土梁的連接方式包括在鋼管外側設置混凝土環梁、鋼管外側設置混凝土雙梁及鋼管柱設置連接鋼牛腿等形式。在廣州合銀廣場[4]工程中，在鋼管混凝土柱外側設置鋼筋混凝土環梁，鋼筋混凝土梁與環梁進行連接；在廣州新中國大廈[5]工程中，采用鋼管混凝土柱-混凝土雙梁節點形式，并通過在節點外側設置鋼牛腿增強抗剪能力與抗彎作用；在重慶“嘉陵帆影”二期[6]中，在鋼管混凝土柱設置鋼牛腿，混凝土梁上部上排鋼筋與牛腿上翼緣焊接，上部下排鋼筋通過連接器與鋼管柱連接，下部鋼筋與牛腿下翼緣焊接。張世春等[7]進行了鋼管混凝土柱-混凝土梁節點縮尺模型低周往復加載試驗，梁縱向鋼筋分別焊接或搭接在外加強環的牛腿上，試驗結果表明，梁在距柱邊1 倍～2 倍梁高處形成了X 形塑性鉸，滯回曲線飽滿，耗能性能良好，鋼筋焊接節點的抗震性能優于鋼筋搭接節點。

鋼管柱-鋼筋混凝土框架轉換節點與上述鋼管混凝土柱-鋼筋混凝土梁節點差異很大，鋼管柱與下層鋼筋混凝土柱的連接構造復雜。當上部鋼管柱直徑小于下部鋼筋混凝土柱直徑時，可將鋼管下插一層，并在鋼管外包覆鋼筋混凝土，將該型鋼混凝土柱作為過渡段層；當鋼管柱直徑大于下部鋼筋混凝土柱直徑時，可將鋼管作為鋼筋混凝土柱的套管，形成鋼管-鋼筋混凝土柱過渡層[8]。此外，還可將鋼管柱底部視為柱腳，滿足埋入式柱腳插入深度要求，實現鋼管柱與鋼筋混凝土柱內力的傳遞[9]。以上鋼管柱與鋼筋混凝土框架的過渡方式，鋼管下插長度較大，鋼材用量較多，梁縱向鋼筋焊接難度較大。

本文針對前述鋼管柱-鋼筋混凝土框架過渡方式存在的問題，提出了一種適用性較強的轉換節點連接構造形式，并具體給出了轉換節點與鋼管柱、鋼筋混凝土梁及鋼筋混凝土柱的連接設計方法。在清華大學教育部重點實驗室進行了4 個轉換節點的縮尺模型試驗，驗證該轉換節點抗震性能的可靠性。采用非線性有限元軟件Marc 對該轉換節點的受力機理進行深入分析，考察該轉換節點在水平往復荷載作用下的Mises 應力、塑性應變以及材料損傷的情況。

1 轉換節點設計方法

1.1 轉換節點的基本形式

本文轉換節點主要適用于上部為圓鋼管柱、下部為鋼筋混凝土圓柱的情況。混凝土柱的縱向受力鋼筋與節點域的鋼管側壁焊接，混凝土框架梁的縱向受力鋼筋與節點域的H 型鋼牛腿焊接。鋼管柱與鋼筋混凝土框架轉換節點的基本形式見圖1。在設計鋼管柱-混凝土框架轉換節點時，主要遵循以下原則：1) 混凝土結構能夠對頂部鋼柱進行可靠錨固，實現懸臂鋼管柱底部的嵌固條件；2) 下部混凝土框架能夠滿足“強節點、弱構件”的抗震性能要求。

與迄今航站樓、鐵路客運站站房等工程中采用的鋼管柱-混凝土框架轉換方式相比，本文轉換節點避免采用過渡層的方式，鋼管下插長度很小，節約鋼材效果明顯，適用于一定范圍內鋼管柱與鋼筋混凝土柱直徑的相對變化，具有較好的技術經濟性。

1.2 鋼管柱的連接

轉換節點的頂部與鋼管柱相連，底部與鋼筋混凝土柱連接，故此，節點中部為變徑鋼管，變徑段的斜度不宜大于1∶6，變徑段應設置在H 型鋼牛腿高度范圍內。變徑段的壁厚不小于鋼管柱的壁厚，當斜度大于1∶6 時，變徑段的壁厚應適當 加大[10]。

圖1 鋼管柱與混凝土框架的轉換節點 Fig.1 Transfer joint between steel tube column and RC frame

在鋼牛腿上、下翼緣相應的部位設置內環形水平加勁肋，滿足鋼牛腿傳力及混凝土澆筑的需求。環形加勁肋的厚度與H 型鋼翼緣相等，且不小于12 mm。變徑段與上、下鋼管之間、水平加勁肋與鋼管內壁之間均采用坡口全熔透焊縫。

為了增強轉換節點的強度，提高被連接構件之間傳力的可靠性，在上、下環形加勁肋之間設置多個豎向加勁肋。鋼管柱-混凝土框架轉換節點的構造見圖2。

圖2 轉換節點的構造 Fig.2 Construction details of transfer joint

1.3 鋼筋混凝土梁的連接

鋼筋混凝土框架梁主要通過H 型鋼牛腿與節點域鋼管連接。此時，轉換節點鋼牛腿的承載力應不小于混凝土梁端截面內力的設計值。

1.3.1 彎矩傳遞

框架梁梁端彎矩主要通過鋼牛腿進行傳遞，鋼牛腿翼緣的截面面積應滿足框架梁縱向受力鋼筋傳力的要求：

式中：fa為鋼材的強度設計值；bf和tf分別為鋼牛腿翼緣的寬度和厚度；fy和Abs分別為框架梁縱向鋼筋的強度設計值和截面面積。

框架梁縱向受力鋼筋與鋼牛腿翼緣采用雙面角焊縫焊接。通過牛腿翼緣的疊層式連接構造，既能避免下排鋼筋現場仰焊，又可減小牛腿翼緣偏心受力，施工方便，易于保證焊接質量。故此，牛腿的長度、翼緣板的尺寸應做到構造合理，滿足焊接操作的要求。在鋼管表面設置圓頭焊釘等措施，增強框架梁混凝土與節點之間的整體性。框架梁與轉換節點的連接構造見圖3。

圖3 鋼筋混凝土梁與轉換節點的連接構造 Fig.3 Connection details between RC beam and transfer joint

1.3.2 剪力傳遞

框架梁端部剪力全部由鋼牛腿的腹板承擔，鋼牛腿腹板的截面面積應滿足框架梁受剪承載力的要求：

式中：fv為鋼材的抗剪強度設計值；hw和tw分別為鋼牛腿腹板的高度和厚度；Vb為按《混凝土結構設計規范》(GB 50010－2010)[11]調整后框架梁受剪承載力的設計值。

1.3.3 構造鋼筋

框架梁的腰筋通過豎向連接板與轉換節點連接，連接板寬度應滿足腰筋焊接長度要求。此外，腰筋的連接板對框架梁端截面的抗剪承載力也有一定的增強作用。

由于H 型鋼牛腿范圍內的承載力與剛度均明顯大于鋼筋混凝土框架梁，梁端塑性鉸外移。故此，框架梁端部箍筋加密區的長度應從H 型鋼牛腿外側起算。

1.4 鋼筋混凝土柱的連接

鋼筋混凝土柱的縱向鋼筋與鋼管管壁焊接，雙面角焊縫的長度應不小于5 倍鋼筋直徑。鋼筋混凝土柱與轉換節點鋼管之間內力的傳遞，除縱向鋼筋可以直接與鋼管管壁傳力外，內部混凝土的豎向力主要通過鋼管內側的水平與豎向加勁肋、鋼管內壁與混凝土之間的摩阻力，對于大直徑鋼管，可以考慮在鋼管內壁設置栓釘。為了偏于安全起見，忽略管壁底面對混凝土柱局部壓力的貢獻。此時，轉換節點應滿足式(3)要求：

式中：Vvs為管內豎向加勁肋抗剪承載力設計值；Vf為鋼管內壁和混凝土之間粘結力與抗剪栓釘承載力的較大值；Nc為混凝土柱軸力設計值；fy和Acs分別為框架柱縱向受力鋼筋的強度設計值和截面面積。鋼筋混凝土柱與轉換節點的連接構造 見圖4(a)。

圖4 鋼筋混凝土柱與轉換節點的連接構造 Fig.4 Connection details between RC column and transfer joint

假定框架柱頂部混凝土壓應力均勻分布，轉換節點核芯混凝土的受力情況見圖4(b)。當不考慮鋼管內混凝土超灌等有利作用時，轉換節點環形加勁肋的寬度尚應避免圓孔范圍內素混凝土發生直剪破壞，即圓柱體表面的抗剪承載力應大于圓柱體底面的壓力：

式中：ft為混凝土抗拉強度設計值；d和h分別為環形加勁肋處混凝土圓柱體的直徑和高度；σ為框架柱頂部混凝土的壓應力。

利用fc和ft與混凝土立方體強度的關系[11]，可以得到h/d與混凝土強度等級、軸壓比的關系式：

式中：fcu,k和fc分別為混凝土的立方體抗壓強度標準值與抗壓強度設計值；αc1為混凝土棱柱強度與立方體強度之比。

h/d與混凝土強度等級、軸壓比的關系見表1。從表1中可知，對于強度等級為C40～C80的混凝土，當軸壓比為0.4 時，h/d不小于1.60～2.27 即可避免直剪破壞。

在混凝土框架柱頂部縱向鋼筋的連接區，采用鋼絲網細石混凝土作為保護層，有利于提高鋼管混凝土過渡段的防火性能。

表1 h/d 與混凝土強度等級和軸壓比的關系 Table 1 Relationship between h/d and concrete strength grade and axial compression ratio

2 轉換節點試驗研究

2.1 試件設計

為了驗證本文轉換節點的合理可靠性，深入考察其抗震性能與破壞形態，在清華大學土木工程安全與耐久教育部重點實驗室進行了縮尺模型試驗。考慮實驗室設備加載能力、加載空間、構件規格等因素，采用1∶2.5 縮尺比。縮尺后，H 型鋼牛腿尺寸為H400 mm×400 mm×12 mm×12 mm，內環板最小寬度為120 mm，厚度同鋼牛腿翼緣，豎向加勁肋厚度與鋼牛腿腹板相同，節點變徑段鋼管壁厚與鋼管柱相同。鋼材牌號均為Q345B，梁、柱縱向受力鋼筋均采用HRB400，箍筋均為HPB300。抗剪栓釘長度l=50 mm，間距約80 mm。

為了真實模擬鋼管柱-混凝土框架轉換節點在水平荷載作用下的受力狀態，試件選取了鋼管柱、混凝土框架柱與框架梁反彎點范圍內的部分。此類工程中鋼柱的軸壓比均較小，經統計，最大軸壓比為0.32。在驗證轉換節點安全性時，為了考慮軸壓比對受力性能的影響，并考慮鋼管柱與鋼筋混凝土柱直徑的相對關系，設計制作了JD-1～JD-4 共4 個試件，鋼管柱的軸壓比分為0.32 與0.16 兩種。縮尺模型的基本信息見表2，試件基本尺寸及配筋見圖5。

表2 試件的基本信息 Table 2 Basic information of specimens

圖5 試件尺寸及配筋圖 /mm Fig.5 Dimensions of specimens and reinforcement configuration

框架梁與框架柱混凝土強度等級均為C40，試件澆筑混凝土時制作6 組尺寸為150 mm×150 mm× 150 mm 的標準試件，與節點試件在相同條件下養護28 d，實測立方體抗壓強度fcu=46.7 MPa，彈性模量Ec=32.5 GPa。鋼板與鋼筋的實測屈服強度fyk及抗拉強度fstk見表3。

表3 鋼材及鋼筋材性結果 Table 3 Mechanical properties of steel and reinforcement

2.2 試驗裝置與加載制度

為了模擬轉換節點的實際受力情況，采用500 t千斤頂在鋼管柱頂部施加恒定豎向軸力，采用100 t作動器在鋼柱頂部側向施加水平往復荷載，梁端設置滑動鉸支座模擬框架梁反彎點處的邊界條件，在混凝土柱底部設置銷軸模擬鋼筋混凝土柱的反彎點。試驗加載裝置見圖6。

圖6 加載裝置 Fig.6 Test setup

試驗時，首先通過千斤頂在鋼管柱頂施加軸力至設計軸壓比，然后保持軸力不變，在柱頂進行水平加載。水平加載遵循《建筑抗震試驗方法規程》(JGJ 101－2015)[12]中荷載-位移雙控的原則，進入屈服之前采用荷載控制，每級荷載循環1 次；進入屈服之后，采用位移控制，每級位移循環3 次(見圖7)，直至試件所受荷載下降至峰值荷載的85%時停止加載，試驗中盡量使加卸載速率保持一致，保證試驗數據的穩定性。

圖7 水平加載制度 Fig.7 System of horizontal load

2.3 測點布置

在鋼管柱加載部位設置水平位移計，并在鋼管柱底部、沿高度每300 mm 間距布置應變片，量測柱鋼管受力的變化情況。在變徑段鋼管、H 形鋼牛腿的上、下翼緣布置應變片，測試節點域應變的情況。

此外，還在框架梁上、下縱向鋼筋、框架柱縱向鋼筋上設置應變片，用于量測鋼筋應變，進而判斷轉換節點傳力的有效性。試件JD-1～JD-4 測點布置見圖8。

圖8 試件測點布置 Fig.8 Measuring points arrangement of specimens

2.4 試件結果及分析

2.4.1 試件加載過程與破壞形態

1) 框架梁

4 個試件在加載前期的開裂過程較為相似。在加載至100 kN 左右時，框架梁在鋼牛腿外端附近首先出現受彎裂縫，裂縫寬度約為0.1 mm。隨著柱頂往復荷載增大，裂縫數量不斷增加，裂縫寬度不斷增大。加載至300 kN 左右時，可以聽到混凝土開裂聲，裂縫寬度迅速增大，最大裂縫寬度超過0.4 mm。試件JD-1 框架梁的縱向鋼筋顯著大于其他試件，加載至360 kN 時，在梁與混凝土柱相交的部位出現斜裂縫，梁頂部出現水平裂縫，試件屈服時大部分裂縫發展為斜向裂縫，最大裂縫寬度為2.0 mm。在試驗結束時，框架梁端部尚未形成明顯的塑性鉸。試件JD-2～JD-4 加載至屈服位移時，梁底混凝土輕微剝落。位移控制加載階段，裂縫寬度逐漸增大。加載至最大位移時，梁底混凝土剝落，牛腿頂部混凝土出現劈裂裂縫，靠近牛腿處混凝土向外鼓出，框架梁混凝土壓潰、剝落，縱向受力鋼筋彎折變形顯著，試件承載力明顯下降，試驗結束。

2) 混凝土柱

當加載至最大承載力的50%～65%左右時，框架柱頂部混凝土出現裂縫，但裂縫數量較少，鋼柱軸壓比0.32 時開裂荷載明顯高于軸壓比0.16 時的開裂荷載。隨著荷載繼續增大，裂縫數量、寬度及長度均發展緩慢。JD-1 試件在反向加載至180 mm時，混凝土柱頂部柱縱筋與鋼管焊接處發生斷裂，混凝土柱發生傾斜變形，柱頂混凝土大面積壓潰、剝落，承載力發生大幅下降。其他3 個試件在試驗結束時，下部混凝土框架柱基本完好，鋼筋基本處于彈性狀態，均未出現柱縱向受力鋼筋與鋼管壁焊縫拉斷情況。

3) 節點域鋼柱

根據應變測試結果，當加載至最大承載力50%之前，4 個試件節點域鋼管均處于彈性狀態。鋼管柱加載時受壓一側首先屈服，在試驗結束前，鋼管柱底部管壁進入屈服，但鋼管柱及節點域均未出現面外變形。在試驗結束時，試件JD-1～JD-4 的最終破壞形態見圖9。

圖9 轉換節點的破壞情況 Fig.9 Failure patterns of transfer joint

2.4.2 荷載-位移曲線

試件JD-1～JD-4 的荷載-位移曲線見圖10， 圖10 中位移為鋼管柱加載點水平位移，荷載為鋼管柱頂水平荷載。

圖10 轉換節點試件鋼管柱頂部的荷載-位移曲線 Fig.10 Load-displacement curves of steel tube column top for transfer joint specimens

由圖10 可知，在水平往復荷載作用下，試件的滯回曲線飽滿，具有良好的耗能性能。鋼筋混凝土梁進入塑性后，滯回曲線略有捏攏現象。由于試件JD-1 框架梁的縱向鋼筋大于其他試件，故其抗彎承載力顯著高于其他試件。

2.4.3 承載力與位移

根據試驗過程中柱頂加載點的荷載與位移值，得到試件JD-1～JD-4 的屈服承載力、最大承載力、極限承載力及位移延性系數見表4。其中，屈服荷載根據骨架曲線采用能量等值法確定，最大荷載為骨架曲線的峰值荷載，極限荷載取峰值荷載的85%。除試件JD-1 因混凝土柱鋼筋拉斷造成實測延性系數較小外，試件JD-2～JD-4 的延性系數μ為5.018～5.791。

表4 轉換節點試件的特征承載力、位移與延性系數 Table 4 Characteristic load, displacement and ductility factors of transfer joint specimens

2.4.4 耗能性能

本文以等效粘滯阻尼系數he來表征試件的耗能性能，計算方法見式(6)和圖11。

圖11 等效黏滯阻尼系數計算示意圖 Fig.11 Calculation schematics of equivalent viscous damping coefficient

式中：SAFCDA為一個滯回環所包圍的面積；SCOB、SAOE分別為三角形COB、AOE的面積。

根據式(6)分別計算出各試件的等效粘滯阻尼系數并將結果繪于圖12。由圖12 可知，破壞時試件JD-1～JD-4 的等效粘滯阻尼系數為0.356～0.507，而鋼筋混凝土節點與型鋼混凝土節點的等效粘滯阻尼系數分別為0.1 與0.3 左右[13]。可見，本文轉換節點的耗能能力較強。

圖12 JD-1～JD-4 等效黏滯阻尼系數 Fig.12 Equivalent viscous damping coefficients of JD-1-JD-4

3 轉換節點有限元分析

3.1 計算模型及加載制度

由于鋼管柱-鋼筋混凝土框架轉換節點的復雜性，無法通過試驗得到鋼牛腿、水平加勁環和豎向加勁肋等部位應力分布與塑性發展的全面情況。為了對本文鋼管柱-鋼筋混凝土框架轉換節點的受力特性進行深入研究，對轉換節點縮尺模型進行了有限元分析。

采用Marc 有限元軟件[14]對轉換節點縮尺模型進行計算分析。混凝土采用實體單元Solid7；鋼管、內環板、豎向加勁肋、鋼牛腿以及腰筋連接板均采用shell75 殼單元。由于在鋼管柱、鋼牛腿表面設置了栓釘，故此不考慮混凝土與鋼板之間的黏結滑移。鋼筋采用truss9 桿單元，并通過“Inserts”方式與混凝土協調變形，不考慮鋼筋與混凝土之間的黏結滑移。有限元分析時，裂縫的處理分為分離裂縫模型和彌散裂縫模型[15]，本文采用彌散裂縫模型，混凝土單元長度控制在50 mm 左右。為了防止加載時鋼管柱頂部出現應力集中，在柱頂設置剛性墊板。約束柱底3 個方向的平動自由度和梁端面外及豎向2個方向的平動自由度。有限元模型見圖13，加載制度與縮尺模型試驗相同。

圖13 有限元計算模型 Fig.13 Finite element analysis models

3.2 材料本構模型

在進行有限元分析時，混凝土彈性模量Ec= 32.5 GPa，混凝土本構采用Hongnestad 模型[16]，曲線上升段為拋物線，下降段為斜率為0.15 的斜直線，其本構關系見式(7)，混凝土的應力-應變關系曲線見圖14。

式中：σ、ε分別為混凝土的應力和應變；σ0、ε0分別為混凝土單軸受壓時的峰值應力和峰值應變；εu為混凝土的極限壓應變，取為0.0038 于受拉段采用MARC 軟件自帶的Cracking 模型，通過混凝土的開裂應力和受拉軟化模量定義混凝土受拉開裂軟化性能，采用剪力傳遞系數模擬混凝土裂面受剪性能。本文計算時，混凝土軟化模量取其彈性模量的1/10，剪力傳遞系數取為0.2，采用Mises 受壓屈服準則和最大壓應變破壞準則，鋼材符合各向同性硬化規則。

圖14 混凝土應力-應變本構關系曲線 Fig.14 Stress-strain constitutive relationship curve of concrete

鋼材彈性模量Es=206 GPa，鋼筋彈性模量Es=200 GPa，質量密度均為7850 kg·m-3。鋼材本構采用理想彈塑性模型，鋼筋本構采用Esmaeily-Xiao模型[16]，鋼筋本構見式(8)，其應力-應變關系曲線見圖15。

式中：σ、ε分別為鋼材的應力和應變；Es為鋼筋的彈性模量；k1為鋼材硬化起點應變與屈服應變之比；k2為峰值應變與屈服應變的取值；k3為鋼材極限應變與屈服應變的比值；k4為鋼材峰值應力與屈服強度的比值。k1、k2及k3(圖15)分別為4.5、45、60[17]，k4的取值根據鋼筋材性試驗確定，本文中梁縱筋k4取為1.344。

圖15 鋼筋的應力-應變本構關系曲線 Fig.15 Stress-strain constitutive relationship curves of rebars

3.3 分析結果

有限元分析得到的荷載-位移曲線與骨架曲線與試驗結果對比分別見圖16 和圖17。通過對比發現，JD-2～JD-4 有限元分析與試驗結果吻合較好，兩者的承載力、變形角及剛度變化規律等均較為接近，從而驗證了有限元分析的可靠性。JD-1 試件在反 向加載至180 mm 時，混凝土柱頂部柱縱筋與鋼管焊接處發生斷裂，混凝土柱發生傾斜變形，柱頂混凝土大面積壓潰、剝落，承載力發生大幅下降，有限元分析很難模擬，故JD-1 的有限元與試驗對比相差略大。

圖16 有限元分析與試驗荷載-位移滯回曲線的對比 Fig.16 Comparison of load-displacement hysteretic curves of finite element analysis and test

圖17 有限元分析與試驗骨架曲線的對比 Fig.17 Comparison of skeleton curves of finite element analysis and test

選取典型節點JD-2 和JD-4 進行分析。試件在達到最大變形時，混凝土梁、柱的開裂應變分布見圖18。由圖18 可知，在試件達到極限狀態時，框架梁混凝土開裂區域主要集中在鋼牛腿端部附近，局部區域已超過C40 混凝土的極限壓應變εcu= 0.00358[11]，說明此時鋼牛腿端部的混凝土已經嚴重破壞并退出工作；混凝土柱開裂應變為0，說明框架柱的混凝土基本完好。有限元分析得到的裂縫分布規律與試驗具有較好的一致性。

圖18 試件混凝土梁的開裂應變 Fig.18 Cracking strain of concrete beams of specimens

在達到最大變形時，鋼筋的Mises 應力和塑性應變分布分別見圖19 和圖20。由圖可知，框架梁端部塑性鉸區的縱向受力鋼筋均已屈服，最大塑性應變達0.087～0.128，遠大于12εy= 0.0240，達到嚴重損傷的程度[18]。此時，框架柱縱向受力鋼筋的應力值較低，塑性應變為零，說明框架柱縱向受力鋼筋仍處于彈性狀態。

在達到極限變形狀態時，試件節點域鋼牛腿、內環板以及豎向加勁肋的Mises 應力見圖21。由圖可知，鋼牛腿、內環板及豎向加勁肋應力較低，均處于彈性狀態，充分體現了節點的可靠性。

綜上，試件在達到極限變形時，框架梁縱向受力鋼筋屈服、混凝土在牛腿端部被壓潰，其他部分均處于彈性工作狀態，圓滿實現了“強節點、弱構件”的抗震設計理念。

圖19 試件鋼筋的Mises 應力 Fig.19 Mises stress of rebars of specimens

圖20 試件鋼筋的塑性應變 Fig.20 Plastic strain of rebars of specimens

圖21 試件鋼牛腿、內環板及豎向加勁肋的Mises 應力 Fig.21 Mises stress of H-section steel, inner ring plates and vertical stiffeners of specimens

鋼管柱的Mises 應力和塑性應變分布分別見圖22 和圖23。由圖可知，鋼管柱的最大應力均出現在框架的頂部附近，節點過渡段的應力低于鋼管柱。JD-2 的鋼管尚未超過鋼材屈服應力，處于彈性狀態；JD-4 的鋼管最大應力達到屈服，最大塑性應變為0.003，處于輕度損傷的程度[18]。

圖22 鋼管柱的Mises 應力 Fig.22 Mises stress of steel tube columns

圖23 鋼管柱的塑性應變 Fig.23 Plastic strain of steel tube columns

3.4 參數分析

3.4.1 節點鋼管下插深度

為了考察鋼管下插深度與鋼牛腿長度對節點抗震性能的影響，在試件JD-3 的基礎上，將軸壓比改為0.2，并將鋼管下插深度h從100 mm 分別延長至0.5D、1.0D(D為鋼管柱直徑)，其余參數保持不變。結果表明，不同鋼管柱下插深度時節點的滯回曲線均較為飽滿，改變鋼管柱下插深度對骨架曲線形狀的影響很小，說明加大鋼管下插深度對改善節點抗震性能作用不大(圖24)。

圖24 不同鋼管柱下插深度滯回曲線與骨架曲線 Fig.24 Hysteretic loop and skeleton curves of different insert depths of steel tubes

將不同鋼管下插深度時節點的特征承載力、特征位移及位移延性系數列于表5，可知3 種鋼管下插深度節點的承載力非常接近，屈服位移幾乎相同，極限位移與延性系數隨著下插深度的加大略有減小。

表5 鋼管下插深度對節點承載力和延性系數的影響 Table 5 Strengths and ductility coefficients under different insert depths of steel tubes

鋼管下插深度對剛度退化的影響見圖25。

圖25 中：K0為初始切線剛度；K為環線剛度。 由圖25 可知，在低周往復荷載作用下，節點發生了明顯的剛度退化，試件的剛度退化持續、穩定、均勻，不同鋼管下插深度節點的剛度退化規律類似，說明增大鋼管下插深度對節點的剛度退化影響不大。

圖25 鋼管下插深度對節點剛度退化的影響 Fig.25 Influence of different insert depths of steel tubes on stiffness degradation

3.4.2 節點牛腿長度

在試件JD-3 的基礎上，將軸壓比改為0.2，并將鋼牛腿長度l從200 mm 延長至0.5H與1.0H(H為混凝土梁的高度)，其余參數保持不變。在往復荷載作用下，鋼牛腿長度對節點承載力與延性系數和試件滯回曲線的影響分別見表6 和圖26。

表6 鋼牛腿長度對節點承載力與延性系數的影響 Table 6 Strengths and ductility coefficients under different lengths of steel bracket

由表6 與圖26 可知，當牛腿長度增至0.5H時，試件承載能力顯著提高，荷載-位移滯回曲線更加飽滿，說明節點整體抗震性能提高。當牛腿長度增至1.0H時，試件的承載能力進一步提高，雖然框架梁得到進一步加強，但當柱頂位移較大時，鋼管柱將較早進入屈曲，承載力急劇下降，延性系數顯著降低。這說明，當鋼牛腿長度過大時，不但引起框架梁塑性鉸外移，還可能造成“強梁弱柱”的情況，對結構抗震性能不利。故此，對于本文的節點形式，鋼牛腿長度不宜過大。

圖26 不同鋼牛腿長度滯回曲線和骨架曲線 Fig.26 Hysteretic loops and skeleton curves of different lengths of steel bracket

4 結論

通過對新型鋼管柱-鋼筋混凝土框架節點進行試驗研究與有限元分析，可以得出如下主要結論：

(1) 在水平往復荷載作用下，鋼筋混凝土梁首先在鋼牛腿端部出現受彎裂縫，鋼筋隨后進入屈服。試件加載至最大位移時，牛腿端部混凝土壓潰、剝落，縱向受力鋼筋彎折變形顯著，形成塑性鉸。

(2) 框架柱頂部混凝土裂縫數量較少，試驗結束時下部混凝土框架柱基本完好。鋼管柱底部管壁進入屈服，但鋼管柱及節點域均未出現面外變形。

(3) 在水平往復荷載作用下，試件的荷載-位移滯回曲線較為飽滿，具有良好的耗能性能。

(4) Marc 有限元分析得到縮尺模型的荷載-位移曲線與骨架曲線與試驗結果吻合較好，驗證了有限元分析結果的合理性，故可以通過有限元分析得到更加全面的通過試驗難以測量的內容。

(5) 鋼管柱的最大應力均出現在框架的頂部附近，過渡段鋼管的應力低于鋼管柱。在達到極限變形狀態時，鋼牛腿、內環板以及豎向加勁肋應力較低，均處于彈性狀態。

(6) 模型試驗與有限元參數分析結果均表明，鋼管下插深度與鋼牛腿長度均無須過大，滿足與鋼筋的連接要求即可。

(7) 鋼筋與鋼板之間應滿足等強連接，鋼筋在節點域的焊縫質量對于保證節點抗震性能的可靠性非常關鍵。