節點區外包鋼套預制混凝土異形柱-鋼梁節點研究

張錫治 劉健敏

（1.天津大學建筑設計規劃研究總院有限公司，天津 300072；2.濱海土木工程結構與安全教育部重點實驗室，天津大學，天津 300072；3.天津大學建筑工程學院，天津 300072）

0 引 言

鋼筋混凝土柱-鋼梁（RCS）混合框架結構充分發揮鋼筋混凝土柱抗壓性能好、鋼梁抗彎承載力高的特點，應用越來越多［1］。異形柱肢寬與墻厚相同，解決了室內露柱問題，給用戶良好的使用感受［2］，因此鋼筋混凝土異形柱-鋼梁體系有很大的應用空間。

異形柱較窄的肢寬導致了節點抗剪承載力不足，因此在地震作用下異形柱節點抗震性能薄弱問題較為突出。目前，國內大量學者對各類異形柱節點開展了大量的試驗和理論研究。戎賢等［3］研究了X形配筋增強異形柱邊節點的抗震性能，結果表明在異形柱核心區加入X形配筋能有效延緩節點核心區裂縫開展，改善節點的破壞形態，提高邊節點的抗震性能。張錫治等［4］提出一種混凝土異形柱-鋼梁裝配式框架節點并進行受剪性能試驗研究，受剪性能試驗表明，節點區設置X形鋼筋或X形鋼板能有效提升節點抗剪承載力，改善節點抗震性能。陳宗平等［5］研究了型鋼混凝土異形柱-鋼梁空間邊節點在不同配鋼形式、加載角度和軸壓比下的抗震性能，結果表明實腹式配鋼試件承載能力最大，剛度退化最輕，角度為45o的試件節點抗剪承載力最大，提高軸壓比能增強節點的受剪承載力和耗能能力。薛建陽等［6］研究了矩形鋼管混凝土異形柱-鋼梁框架節點的抗震性能和破壞特征，結果表明，試件的破壞模式為節點區柱腹板的剪切破壞和柱腹板焊縫破壞，試件滯回曲線飽滿，節點域的變形和耗能能力較強。劉景琛等［7］對4個異形鋼管混凝土柱-鋼梁框架節點進行了低周反復加載試驗，研究其抗震性能。結果表明，4個試件滯回曲線均較飽滿，耗能能力較好，十字形柱外環板節點的抗震性能優于十字形豎向肋板節點。苗紀奎等［8］提出一種方鋼管混凝土柱-鋼梁外肋環板節點并進行單向拉伸試驗，分析了外肋環板節點梁翼緣受拉模型的傳力機理，提出了基于屈服線理論的節點承載力公式。文獻［3-7］對各種形式的異形柱節點進行了抗震性能試驗，但在提高裝配效率和減少成本方面仍需完善。

為提高異形柱節點的裝配效率并降低成本，本文基于鋼筋混凝土異形柱-鋼梁體系的優勢，結合標準化模具、工業化生產的理念，提出一種節點區外包鋼套預制混凝土異形柱-鋼梁節點（圖1）。本文對節點構造進行優化，并基于塑性鉸線法［8］改進肋板承載力公式得出適用于本文節點的承載力公式，為實際工程應用提供參考。隨后基于選定的節點構造進行梁柱節點抗震性能研究，分析此類節點的抗震性能。

圖1 外包鋼套的預制混凝土異形柱-鋼梁節點Fig.1 Precast concrete special-shaped column-steel beam connection with steel jacket

1 試驗概述

1.1 試件設計

梁在豎向荷載的作用下，梁柱節點一般同時受到剪力和彎矩的共同作用，其中彎矩荷載M可等效為梁端上下翼緣的一對力偶F，表現為在梁端上翼緣位置處受到拉力F的作用，下翼緣受到壓力作用。在實際工程中，由于受到梁端腹板等構件的影響，荷載的傳遞及分配難以直觀考察。因此，以梁翼緣受拉模型為研究對象，本文設計了6個單向拉伸試件（J1—J6），研究節點區外包鋼套厚度和外包鋼套內的構造如錨固鋼筋截面面積、設置對拉鋼筋等因素對節點承載力和破壞模式的影響。隨后在拉伸試驗基礎上，對選定外包鋼管構造的梁柱節點試件（KZ）進行抗震性能試驗。

試件尺寸如圖2所示，試件節點區外包鋼套由4塊鋼板焊接而成，其中2塊為冷彎成型的L形鋼板，并在節點區陰角處的外包鋼套內焊接錨固鋼筋。待外包鋼套制作完成后插入縱筋綁扎鋼筋籠，隨后一同放入模板內澆筑混凝土。預制混凝土異形柱完成后，H型鋼牛腿通過豎向肋板與外包鋼套焊接，最后鋼梁通過栓焊的方式與鋼牛腿連接。鋼試件設計參數如表1所示。本次試驗所用鋼板、鋼筋依據《金屬材料拉伸試驗》（GB/T 228—2010）［9］進行測試，實測鋼材材性試驗結果如表2所示。制作試件時預留了標準混凝土試塊6塊，試驗當天測得平均抗壓強度為39.5 MPa。

表1 鋼試件設計參數Table 1 Design parameters of specimens

表2 鋼材材性試驗結果Table 2 Test results of steel properties

圖2 試件尺寸詳圖（單位：mm）Fig.2 Details of specimens（Unit：mm）

1.2 加載裝置及量測內容

拉伸試驗與抗震性能試驗均在天津國能環保設備的工廠內進行，試驗現場照片如圖3所示。拉伸試驗初始加載采用荷載控制，每5 min增加一級荷載，每級荷載增量為100 kN，每級荷載加載完畢需持荷3 min保證試件受力平衡。當荷載位移曲線出現拐點后采用位移控制，每級位移增量為1.5 mm，直至試件破壞。抗震性能試驗使用荷載-位移混合控制的方式加載，試驗加載初期時，采用荷載分級加載，每級荷載往復1次，試驗中觀察P-Δ曲線判定試件屈服點，試件屈服后采用位移分級加載，每級位移往復2次，當試件承載力下降至85%或試件破壞無法繼續加載時，此時停止試驗。

圖3 試驗加載裝置Fig.3 Test setup

單向拉伸加載試件應變測點布置如圖4（a）所示。低周反復加載試件測點布置如圖4（b）所示，位移計W1用來測量梁端位移；位移計W2、W3測量節點核心區剪切變形；位移計W4、W5測量梁柱相對轉角情況；W6、W7分別測量柱端的豎直、水平位移，理想狀態下兩者位移應該為零。

圖4 試件測點布置Fig.4 Layout of measurement points of specimens

2 試驗現象及破壞模式

為方便描述試件的試驗現象，本文對試件相關區域的命名如圖5所示。

圖5 相關區域命名Fig.5 Related area naming

2.1 單向拉伸試驗

本次單向拉伸試驗共出現肋板與外包鋼套處焊縫破壞、肋板與鋼牛腿翼緣處焊縫破壞、錨固鋼筋拉斷三種破壞模式。

2.1.1 肋板與外包鋼套處焊縫破壞

以試件J2為例，在加載前期，荷載位移曲線呈線性，當荷載繼續增大至664 kN，荷載位移曲線出現發生偏轉，但試件無明顯變化，隨著荷載繼續增大，當荷載達到691 kN時，由于焊縫質量問題，肋板與外包鋼管焊縫破壞，導致鋼牛腿翼緣將外包鋼管翼緣處撕裂，荷載迅速下降，停止試驗。破壞模式如圖6（a）所示。

2.1.2 肋板與鋼牛腿翼緣處焊縫破壞

以試件J3為例，在加載前期，荷載位移曲線呈線性，當荷載繼續增大至655 kN，荷載位移曲線出現發生偏轉，但試件無明顯變化，隨著荷載繼續增大，當荷載達到822 kN時，由于焊縫質量問題，肋板與鋼牛腿翼緣處雙面角焊縫破壞，導致鋼牛腿翼緣將外包鋼管翼緣處撕裂，荷載迅速下降，停止試驗。破壞模式如圖6（b）所示。

圖6 單向拉伸試件破壞模式Fig.6 Failure modes of monotonic tensile specimens

2.1.3 錨固鋼筋拉斷

以試件J6為例，在加載前期，荷載位移曲線呈線性，當荷載繼續增大至641 kN，荷載位移曲線出現發生偏轉，但試件無明顯變化，隨著荷載繼續增大，當荷載達到828 kN時，錨固鋼筋達到強度極限被拉斷，繼而外包鋼管變形嚴重，荷載迅速下降，停止試驗。破壞模式如圖6（c）所示。

在設計試件時，預計試件出現兩種破壞模式，一種破壞模式如試件J6，錨固鋼筋達到強度極限被拉斷，內部的構造措施破壞導致外包鋼管變形過大繼而節點破壞；另一種破壞模式為錨固鋼筋等構造措施滿足強度要求，而外包鋼管柱翼緣撕裂或者肋板達到強度極限拉斷而破壞。但試驗由于焊縫質量、試驗設備等原因，試件J1—J5均未達到極限承載力便已破壞或停止加載。

2.2 低周往復加載試驗

為方便描述，本次試驗定義正向加載為千斤頂推出。低周往復加載試件破壞模式如圖7所示。試件在前兩級往復荷載加載中無明顯現象，混凝土異形柱未出現裂縫。在第三級往復荷載（135 kN）時，混凝土異形柱節點區附近出現一條細微斜裂縫。在第四級往復荷載（180 kN）時，原本斜裂縫長度有所增加且其附近出現數條新裂縫。在第五級往復荷載（225 kN）時，發現試件滯回曲線斜率有所降低，結合鋼梁應變判斷試件此時進入屈服，此時位移計W1讀數為20 mm，此后以20 mm位移為倍數進行位移分級加載。試件在第一級位移（20 mm）循環下，柱腹板處的裂縫繼續斜向延伸，出現數條斜向裂縫，長度約為300 mm。在第二級位移（40 mm）循環下，柱腹板1處的斜向裂縫繼續延伸，在往復加載的作用下出現交叉；柱腹板2處由于翼緣肢的作用，所以并未出現交叉裂縫；且外包鋼管與混凝土交界處出現明顯的混凝土脫落。在第三級位移（60 mm）循環下，梁端出現塑性鉸，第二次反向加載中鋼梁下翼緣被拉斷。

圖7 低周往復加載試件破壞模式Fig.7 Failure modes of cyclic loading specimen

3 試驗結果分析

3.1 單向拉伸試驗結果分析

3.1.1 承載力與荷載-位移曲線

本次單向拉伸試驗各試件的荷載位移曲線如圖8，試件的屈服荷載采用整體屈服點法［10］得到，即以初始線性段的延長線與斜率近似常數的非線性段的切線相交，此對應的荷載定義為屈服荷載。單向拉伸試件屈服荷載如表3所示。試件J1與J2，試件J3與J4荷載位移曲線幾乎一致，表明節點區有無設置對拉鋼筋對于試件的受拉性能幾乎無影響，應變分析中對拉鋼筋應變較小也正好佐證了這一結論。對比試件J6、J1、J3（錨固鋼筋總截面面積分別為 314 mm2、452 mm2、615 mm2）可見，試件J6由于錨固鋼筋強度不足，錨固鋼筋拉斷導致外包鋼管變形過大而破壞，節點屈服承載力低于其它兩個試件。錨固鋼筋截面面積越小，試件的初始剛度越小。對比試件J3與J5可見，試件屈服荷載隨外包鋼管厚度增大而增大。

表3 單向拉伸試件屈服荷載Table 3 Bearing capacity of typical points of monotonic tensile specimens

圖8 單調拉伸試件荷載-位移曲線Fig.8 Load-displacement curves of monotonic tensile specimens

3.1.2 單向拉伸試件應變分析

以J1為例分析鋼牛腿應變和肋板應變變化規律，鋼牛腿應變橫向分布如圖9（a）所示，肋板應變分布如圖9（b）所示。從圖9（a）中可以看出，加載初期時，接近外包鋼管翼緣端的鋼牛腿應變分布較為均勻，邊緣側應變略大于中間，隨著荷載的增加，邊緣側應變增幅較大，后期時鋼牛腿翼緣邊緣測點應變遠遠大于中間測點的應變，中間與邊緣側的應變相差逐漸變大，表明鋼牛腿的翼緣在單向拉伸作用下受力出現不均勻現象，且后期不均勻性越來越明顯。這是由于隨著荷載的增加，柱翼緣外包鋼管逐漸受拉發生較大變形，最終導致外包鋼管與異形柱的混凝土逐漸發生分離，外包鋼管受拉外凸變形，此時鋼牛腿翼緣的荷載主要傳遞至兩側肋板。

圖9 試件J1鋼板應變分布Fig.9 Strain distribution of specimen J1

從圖9（b）中可以看出，在加載初期時，肋板各測點應變相差不大，隨著荷載的增大，肋板中間的測點50的應變增幅較大，此處有明顯的應力集中現象，在試件達到屈服荷載（668 kN）時，測點50的應變超過鋼材的拉伸屈服應變（1 927με），說明節點屈服始于肋板的屈服。應力由肋板向柱外包鋼管傳遞的過程中，在肋板與柱外包鋼管的交界處開始出現應力擴散，導致最終傳遞至測點51的應變小于測點50的應變。

3.2 低周往復加載試驗結果分析

3.2.1 滯回曲線與骨架曲線

本次試驗試件KZ的滯回曲線及骨架曲線如圖10所示。由圖10可知，在試件加載初期時，由于試件基本處于彈性階段，荷載-位移曲線斜率基本不變，卸載后殘余變形很小。隨著荷載繼續增大，試件節點區附近出現斜裂縫，卸載后殘余變形有所增加。進入位移分級加載階段后，鋼梁進入屈服階段，荷載-位移曲線斜率明顯減小，并且由于裂縫開張閉合及外包鋼管與混凝土出現一定相對滑移，滯回環開始出現捏縮效應，滯回曲線呈弓形。隨著試驗繼續加載，殘余變形隨之增大，試件滯回曲線的捏縮效應更為顯著，最后試件梁端出現塑性鉸，鋼梁翼緣拉斷破壞，滯回曲線較為飽滿。

圖10 低周往復加載試件滯回及骨架曲線Fig.10 Hysteretic loops and skeleton curves of cyclic loading specimen

3.2.2 承載力與抗震性能特征參數

試件KZ承載力與抗震性能特征參數如表4所示。試件KZ采用Park［11］法計算屈服荷載，采用能量耗散系數E反映試件的耗能能力，采用位移延性系數μr描述試件延性。由圖11可知，在前期力循環加載階段試件耗能能力較小，隨著荷載增加，試件KZ耗能能力顯著增加，這是由于通過鋼梁屈服形成塑性鉸有效地增強了耗能能力，能量耗散系數最大值達到1.4，明顯高于普通鋼筋混凝土結構的耗能系數0.5～0.7，由此可以看出試件KZ具有良好的耗能能力。試件KZ由于加工制作等初始缺陷，試件出現鋼梁翼緣拉斷導致節點破壞，所以試件KZ位移延性系數較低。

圖11 能量耗散系數-位移曲線Fig.11 Energy dissipation coefficient-displacement curve

表4 低周往復加載試件抗震性能特征參數Table 4 Seismic performance characteristic parameters of cyclic loading specimen

采用割線剛度Ki分析試件的剛度退化特性，由圖12可知，試件在反復荷載作用下具有一定的剛度維持能力，前期試件剛度退化不明顯，試件屈服后剛度退化顯著增大，試件屈服時剛度約為初始剛度80%，峰值荷載時剛度約為初始剛度50%。

圖12 割線剛度退化曲線Fig.12 Secant stiffness degradation curve

3.2.3 節點區剪切變形與梁柱相對轉角

通過測量試件KZ節點核心區腹板肢對角線長度的變化計算得到剪切角［12］，繪制出荷載-剪切角骨架曲線如圖13所示。由圖13可知，在整個加載過程中，節點區剪切變形均較小，基本呈線性變化，峰值荷載時剪切角γ達到最大值0.003 2 rad。試件KZ剪切角值較小，這是由于試件為梁鉸破壞，且節點區的外包鋼管大幅地提升了節點的剛度與強度。

圖13 荷載-剪切角骨架曲線Fig.13 Load-shear angle skeleton curve

對于本次試驗而言，梁柱相對轉角由三部分組成：①鋼梁在荷載下的變形；②混凝土異形柱的變形；③節點核心區的剪切變形。試件KZ的荷載-梁柱相對轉角骨架曲線如圖14所示，由圖14可知，在試件荷載循環加載階段，荷載與梁柱相對轉角大致呈線性關系，隨著荷載繼續增加，當試件屈服進入塑性階段后，梁柱相對轉角顯著增大，θ最大值為0.017 5 rad。而試件KZ的最大剪切角γ為0.003 2 rad，約為最大梁柱相對轉角θ的18%，表明試件節點核心區的抗剪強度和剛度均較大，梁柱轉角變形主要源于鋼梁變形，這也與試驗現象相符。

圖14 荷載-梁柱相對轉角骨架曲線Fig.14 Load-beam column relative angular skeleton curve

3.2.4 低周往復加載試件應變分析

圖15（a）為試件KZ鋼梁翼緣應變變化規律，從圖15（a）中可以看出，在加載初期時，測點42、43、44應變相差不大，橫向分布較為均勻，在試件屈服后，測42、44的應變迅速增大，測點43的應變增幅較小，試件破壞時，測點43應變也只接近屈服值，此時鋼梁的應力沿橫向分布極不均勻，表現為中間小兩端大。圖15（b）為外包鋼管H3測點荷載-剪切應變曲線，曲線大致呈線性，最大剪切應變為1 980με，說明外包鋼管能有效地承擔節點核心區的剪力，并且試件梁端破壞時節點區還未屈服，6 mm厚度的外包鋼管滿足“強節點，弱構件”的抗震設計要求。

圖15 試件KZ鋼板應變分布Fig.15 Strain distribution of specimen KZ

4 節點承載力與傳力機理分析

節點屈服機制如圖16、圖17所示，節點傳力機理如圖18所示。

圖16 外包鋼套翼緣屈服機制1［8］Fig.16 Yield mechanism 1 of steel jacket

圖17 外包鋼套翼緣屈服機制2Fig.17 Yield mechanism 2 of steel jacket

圖18 節點傳力機理Fig.18 Load-transferring mechanism of joint

文獻［8］基于塑性鉸線法給出了肋板節點承載力計算公式，其外包鋼管屈服機制如圖16所示。實際上本試驗試件的鋼梁翼緣與柱等寬，并且外包鋼管只在節點核心區布置，因此改進后的外包鋼管翼緣的屈服機制如圖17所示，在此基礎上得到適用于本文節點的承載力公式。

鋼牛腿翼緣傳遞的拉力由肋板和外包鋼管翼緣承擔，承載力分別為Pb和Pe。

式中：tb為肋板的厚度；hb為肋板的寬度；fyb為肋板的屈服強度。

式中：Mp為外包鋼管翼緣單位長度屈服彎矩（Mp=fyt2/4）；X由Pe最小條件確定，t為外包鋼管厚度，ty為鋼牛腿翼緣厚度；d為外包鋼管翼緣內邊緣長度（d=D-2t）；D為外包鋼管翼緣外邊緣長度。

節點屈服承載力Py如下式：

式中，α為共同工作系數，根據試驗結果取為0.8。

為驗證節點承載力公式的準確性，將鋼材材性試驗得到的數據及試件參數代入公式（3），得到節點屈服承載力理論值，將節點屈服承載力理論值與試驗值列入表5。

表5 屈服承載力理論值與試驗值Table 5 Theoretical and experimental values of yield bearing capacity kN

由表5可知，對于試件J1—J4（外包鋼管厚度皆為6 mm），4個試件的屈服承載力試驗值幾乎一致，且與理論值吻合較好（誤差小于6%），說明只要錨固鋼筋等構造措施滿足強度要求，試件承載計算公式具有較高精度。錨固鋼筋的抗拉承載力為總截面面積乘以其抗拉強度，建議錨固鋼筋承載力不小于Py/3（Py為節點屈服承載力），由此可以在設計時確定錨固鋼筋數量及直徑，避免錨固鋼筋破壞導致節點破壞。

5 結 論

通過對節點區外包鋼套預制混凝土異形柱-鋼梁節點的單向拉伸試驗和低周往復加載試驗，得出如下幾點結論：

（1）外包鋼管內部陰角處焊接錨固鋼筋能有效地防止外包鋼管陰角處變形，避免由于外包鋼管變形過大導致的節點破壞，而設置對拉鋼筋對于防止外包鋼管陰角處變形并無效果。

（2）錨固鋼筋等構造措施滿足強度要求時，本文提出的肋板承載計算公式具有較高精度，建議錨固鋼筋承載力不小于Py/3（Py為節點屈服承載力），由此可以在設計時確定錨固鋼筋數量及直徑，避免錨固鋼筋破壞導致節點破壞。

（3）低周往復加載試件滯回曲線較為飽滿呈弓形。其能量耗散系數最大值為1.4，峰值荷載時剛度約為初始剛度的50%，具有良好的耗能能力和剛度維持能力。

（4）低周往復加載試件節點核心區剪切變形較小，梁柱轉角變形主要源于鋼梁變形，外包鋼套能有效提升節點核心區抗剪強度及剛度，實現“強節點，弱構件”的設計原則。