黃海斌 王彥超 劉亞洲 劉紅軍

(1.重慶大學 土木工程學院，重慶 400045；2.杭州鐵木辛柯建筑結構設計事務所，浙江 杭州 311200)

目前方鋼管混凝土柱梁節(jié)點主要分為隔板式梁柱節(jié)點、螺栓連接型梁柱節(jié)點、貫穿板式梁柱節(jié)點和外加勁板式梁柱節(jié)點。對于常用的隔板式梁柱節(jié)點，目前已有大量的試驗研究和理論分析，并提供了實用的設計方法[1- 9]。對于貫穿板式梁柱節(jié)點，國內(nèi)外學者也進行了相關的試驗研究，并提出了有意義的理論設計方法[10- 12]。

Shin等[13]對6個足尺的帶T型加勁板的方鋼管混凝土柱-梁節(jié)點試件進行實驗研究和有限元分析，證明了這類鋼管混凝土柱-梁節(jié)點具有穩(wěn)定且良好的滯回性能，通過實驗現(xiàn)象提出了3種典型的節(jié)點破壞模式，并對T型加勁板對節(jié)點性能的影響進行了詳細的分析。為了降低水平加勁板端部的應力集中作用，Shin等[14]對典型的T型加勁板方鋼管混凝土柱-梁節(jié)點提出了3種改進的方法：①水平加勁板端部向梁外延伸形成錐形；②梁翼緣部分削弱；③水平加勁板鉆小孔。對改進后的T型加勁板梁柱節(jié)點進行了擬動力往復荷載實驗，結果表明，通過梁翼緣部分削弱和水平加勁板鉆小孔可以有效遏制梁邊緣的應力集中現(xiàn)象。Kim等[15]對改進后的T型加勁板節(jié)點進行了非線性有限元驗證，通過考慮水平加勁板的形狀、水平加勁板和豎向加勁板與梁翼緣強度之比、梁翼緣的部分削弱和水平加勁板小孔大小的影響，進行了參數(shù)分析，最后為減小該節(jié)點應力集中現(xiàn)象提供了可行的設計措施。Ghobadi等[16]對抗彎節(jié)點中的焊縫性能進行了實驗研究，提出了分別以翼緣連接板和抗剪連接板將鋼管柱與鋼梁通過不同類型的焊縫間接連接起來的方鋼管混凝土柱-梁節(jié)點，并以這種方式對T型加勁板節(jié)點做出改進，對這種梁柱改進后的節(jié)點進行了抗震性能實驗研究，結果表明改進后的節(jié)點具有良好的抗震性能和變形能力。

在對外加勁板節(jié)點的研究中，更多關注加勁板本身尺寸對整個節(jié)點強度或抗震性能的影響，而忽略了梁-柱強度比對節(jié)點性能的影響。實際上通過設計足夠強度的豎向加勁板，可將梁翼緣上的拉力完全傳遞給鋼管腹板，此時便可能出現(xiàn)鋼管腹板屈服后被加勁板拉脫的極端情況。本研究針對這種未觀察到的破壞模式進行了深入的探討，并對T型加勁板影響的設計方法提出了改進措施。

1 試驗概況

1.1 試驗目的及意義

針對高層鋼結構住宅擬定的裝配式梁柱節(jié)點開展擬靜力試驗，通過試驗得到試件的承載力、變形、應力及破壞模式等結果，從節(jié)點的抗彎承載力、連接剛度、滯回性能等方面對梁柱節(jié)點的工作性能進行評估。

1.2 試件設計原理和制作

圖1所示加勁板節(jié)點傳力模型必須滿足如下假定：①節(jié)點形成的最大彎矩等于梁的塑性極限彎矩Mp，b；②節(jié)點彎矩等效為梁翼緣上的一對拉壓力Tp(見式(1))。

Tp=Mp，b/hb

(1)

(a)整體傳力模型

(b)梁翼緣與加勁板傳力模型

每一個加勁板所承受的力為Tp/2，而剪力V則僅僅由梁腹板傳給柱子。圖1中P表示梁端施加的荷載。

根據(jù)Shin等[13]關于帶T型加勁板的梁柱節(jié)點的設計方法，本研究關于此種帶分離式加勁板的梁柱節(jié)點的設計方法如下：由于拉力Tp/2由梁翼緣和加勁板之間的焊縫傳遞給加勁板，因此加勁板的長度Ls和焊縫高度均由Tp/2確定。另外，在不考慮鋼管混凝土柱破壞的情況下，節(jié)點將發(fā)生3種破壞模式：①加勁板和梁翼緣之間焊縫的剪切破壞(模式Ⅰ)；②加勁板的受拉破壞(模式Ⅱ)；③梁翼緣的受拉破壞(模式Ⅲ)。每種模式下單個梁翼緣的最大拉力計算公式見式(2)-(4)。

模式Ⅰ：

PI=Tp=4×0.6tfwLsfyw

(2)

模式Ⅱ：

PII=Tp=2tsHsfys

(3)

模式Ⅲ：

PIII=Tp=tfbffyf

(4)

式中：hb為梁兩翼緣中心線的距離；tfw、ts、tf、bf分別為焊縫高度、加勁板厚度、梁翼緣厚度、梁翼緣寬度；Hs、Ls分別為加勁板的高度和長度；fyw、fys、fyf分別為焊縫、加勁板、梁翼緣的屈服強度。

為了保證節(jié)點最終在梁上發(fā)生破壞，并使節(jié)點具有良好的塑性變形能力，本研究的7個試件遵循的設計準則為：PI>PIII且PII>PIII。

試件具體構造如圖2所示，本次試驗共設計7個加勁板節(jié)點(分別編號為SJ- 1- 1、SJ- 1- 2、SJ- 1- 3、SJ- 1- 4、SJ- 1- 5、SJ- 1- 6、SJ- 1- 7)，加勁板幾何尺寸見表1，其中tc為鋼管壁厚，梁截面尺寸表示為梁高×翼緣寬×腹板厚×翼緣厚。ts/tc大于或等于1，表示受拉時鋼管壁板應該比加勁板先進入屈服狀態(tài)，本研究主要是為了分析梁-柱剛度比較大的情況下鋼管對節(jié)點剛度和塑性能力的影響。試件鋼管全部采用長度×寬度×厚度為300 mm×150 mm×8 mm的矩形截面鋼管，柱長度和梁力臂都取為1 m。鋼柱和鋼梁材質為Q345B，內(nèi)灌混凝土等級為C40，軸壓比取0.33。

(a)正視圖 (b)側視圖

Fig.2 Configuration of beam-column joints with vertical stif-feners(Unit：mm)

表1 試件幾何尺寸

1.3 材料性能

按照《鋼及鋼產(chǎn)品力學性能試驗取樣位置及試樣制備》(GB/T2975—1998)的要求在鋼管、加勁板、工字鋼翼緣、腹板母材上切取了標準拉伸試樣進行材料力學性能測試，鋼材的平均屈服強度(fy)、彈性模量(Es)、材料屈服應變(ε)見表2。

表2 鋼材力學性能

混凝土立方體抗壓強度(fu)、彈性模量(Ec)由與試件相同材料組成在標準養(yǎng)護條件下得到的150 mm×150 mm×150 mm立方體試塊測得，測試方法依據(jù)《普通混凝土力學性能試驗方法標準》(GB/T 50081—2002)進行，測得混凝土立方體抗壓強度為42.3 MPa，彈性模量為29.5 GPa。

1.4 試驗裝置和加載方案

1.4.1 試驗裝置

試驗采用梁端加載方案，加載設備為電液伺服系統(tǒng)(MTS)與液壓千斤頂，如圖3所示。采用臥位加載，制作自平衡反力架作為柱軸向荷載的反力基座。以反力墻作為梁端反復水平荷載的反力基座，通過電液伺服作動器施加水平往復荷載。

1.4.2 加載方案

整個試驗分為如下3個加載過程：①軸力加載，即分級加載至軸力設計值Np=1 330 kN(軸壓比n=0.33)后保持不變；②預加載，即在施加往復荷載之前對梁端進行預加載，主要是為了讓構件的各個部分實現(xiàn)良好的接觸，進入正常的工作狀態(tài)；③往復加載，即采用位移控制，每級2 mm，循環(huán)3次，加載速率控制在0.5 mm/s，每級持荷1 min 后采集數(shù)據(jù)，直至試件破壞，停止加載。

(a)試驗裝置示意圖

(b)試驗現(xiàn)場情形

1.5 測點布置和測量內(nèi)容

本次試驗測量內(nèi)容包括梁頂和加勁板端部梁翼緣的位移、指定位置的傾角、指定位置的鋼材應變，具體測點布置如圖4所示，圖中數(shù)字1-49表示應變片的編號。

2 試驗結果

2.1 試驗全過程分析和試件破壞模式

以背離反力墻方向(MTS作動器推動時)為位移與荷載的正方向，指向反力墻方向(MTS作動器拉動時)的位移荷載為負方向，而以正、負方向的梁翼緣分別為“上”和“下”翼緣。

圖4 試件測點布置示意圖

SJ- 1- 1在梁端位移Δ達到+6 mm之前處于彈性階段，此階段梁的變形很小；當Δ達到+6 mm時，梁下翼緣靠近加勁板短邊處的應變超過2.5×10-3(表明此時梁翼緣已經(jīng)受拉屈服)，傾角儀3和4的讀數(shù)差距較為明顯，傾角儀2和3的讀數(shù)相近，梁在靠近加勁板短邊的部位開始出現(xiàn)塑性鉸；當Δ達到-8 mm時，梁上翼緣出現(xiàn)了同樣的情況(梁上翼緣受拉屈服，在靠近加勁板短邊處出現(xiàn)塑性鉸)；當Δ達到-18 mm之前，梁上、下翼緣的開口發(fā)展至腹板(見圖5(a))；當Δ達到-18 mm時，梁端荷載已經(jīng)降到最大正向荷載的31.6%，此時腹板幾乎完全斷裂，停止加載。

SJ- 1- 2在梁端位移Δ達到+14 mm時，梁下翼緣在靠近加勁板短邊處出現(xiàn)受拉開口，其上翼緣此處出現(xiàn)明顯的“S”形壓屈現(xiàn)象；當Δ達到+18 mm時，梁下翼緣的開口發(fā)展至其腹板，并且在+18 mm第2循環(huán)時整個下翼緣完全被拉斷(見圖5(b))。

SJ- 1- 3在梁端位移Δ達到+14 mm時，梁下翼緣在靠近加勁板短邊處出現(xiàn)受拉開口，其上翼緣此處出現(xiàn)明顯的“S”形壓屈現(xiàn)象；當達到+20 mm時，梁下翼緣的開口發(fā)展至其腹板(見圖5(c))；當Δ加至-24 mm時，梁上翼緣另一側也出現(xiàn)受拉開口，加載結束。

SJ- 1- 4當Δ達到-16 mm第2循環(huán)時，梁上翼緣和加勁板之間的焊縫受剪破壞(見圖5(d))。當Δ達到-22 mm時，試件最終因為無法限制其側向位移和扭矩而終止加載。

SJ- 1- 5在梁端位移Δ達到+20 mm時，梁下翼緣的開口發(fā)展至其腹板(見圖5(e))，此時由于側向支撐的限制，其承載力未出現(xiàn)明顯的下降；當Δ達到-26 mm時，試件最終因為無法限制其側向位移和扭矩而終止加載。

SJ- 1- 6在梁端位移Δ達到-20 mm時，梁上翼緣的受拉開口發(fā)展至腹板(見圖5(f))，試件承載力降至最低，終止加載。

SJ- 1- 7在梁端位移Δ達到-16 mm第2循環(huán)時，上方一側的加勁板將其所連接的鋼管壁拉脫(見圖5(g))，因為設計時加勁板和鋼管壁的連接采用的一級焊縫具有相對較大的強度，且鋼管壁厚相對較小(ts/tc=1.5)；當Δ達到+20 mm時，下部一側的加勁板將其所連接的鋼管壁拉脫；當Δ達到-20 mm第2循環(huán)時，上部另一側的加勁板將其所連接的鋼管壁拉脫；當Δ達到-24 mm時，上部兩加勁板將其所連接的鋼管壁全部拉起(見圖5(i))，試件承載力降至最低，終止加載。

(a)SJ- 1- 1梁下翼緣的開口發(fā)展至腹板

(b)SJ- 1- 2梁下翼緣的開口發(fā)展至腹板

(c)SJ- 1- 3梁下翼緣的開口發(fā)展至腹板

(d)SJ- 1- 4梁上翼緣和加勁板間焊縫受剪破壞

(e)SJ- 1- 5梁上翼緣受拉斷裂

(f)SJ- 1- 6梁上翼緣的開口發(fā)展至腹板

(g)SJ- 1- 7梁上翼緣處一側加勁板將其所連接的鋼管壁拉脫

(h)SJ- 1- 7梁上翼緣處兩加勁板將其所連接的鋼管壁全部拉起

(i)SJ- 1- 7梁下翼緣處兩加勁板將其所連接的鋼管壁全部拉起

7個試件在水平往復荷載下的破壞過程相似，加載前期位移較小的循環(huán)中基本呈彈性變形規(guī)律，直至控制位移達到一定量時，梁翼緣加勁板短邊處屈服，形成塑性鉸，不同試件出鉸時對應的位移稍有區(qū)別；隨加載級別的增加和控制位移的增大，梁端塑性區(qū)逐漸發(fā)展，形成破壞面，并表現(xiàn)出不同破壞模式，破壞時荷載降低和剛度退化明顯，最終試件破壞，停止加載。各試件的破壞過程描述如表3所示。

2.2 試件的荷載-位移滯回曲線

各試件的荷載-位移(P-Δ)滯回曲線如圖6所示。由圖可知：SJ- 1- 2、SJ- 1- 3、SJ- 1- 5和SJ- 1- 6的荷載-位移滯回曲線呈梭形，形狀非常飽滿，說明節(jié)點試件的塑性變形能力很強，具有很好的抗震性能和耗能能力；SJ- 1- 1、SJ- 1- 4和SJ- 1- 7的荷載-位移滯回曲線呈弓形，形狀比較飽滿，但飽滿程度比前述4個試件低，節(jié)點試件的塑性變形能力較強，具有較好的抗震性能和耗能能力；SJ- 1- 1、SJ- 1- 4和SJ- 1- 7的荷載-位移滯回曲線均有捏縮。

表3 試件破壞過程描述

(a)SJ- 1- 1

(b)SJ- 1- 2

(c)SJ- 1- 3

(d)SJ- 1- 4

(e)SJ- 1- 5

(f)SJ- 1- 6

Fig.6 Load-displacement hysteretic curves of seven specimens

2.3 試件的荷載-位移骨架曲線

試件的荷載-位移骨架曲線如圖7所示。由圖可知：所有試件在位移達到6 mm前均處于彈性階段，而且此時各試件所加荷載相差甚微；各試件在位移達到6 mm左右開始出現(xiàn)屈服，所加荷載也開始出現(xiàn)差異；當位移超過6 mm后，各試件呈現(xiàn)出不同的荷載-變形狀態(tài)，位移越大，差異也越大；最終試件出現(xiàn)3種不同的破壞模式，分別為梁翼緣受拉破壞、加勁板與梁翼緣間焊縫剪切破壞和鋼管腹板被拉脫。

圖7 7個試件的荷載-位移骨架曲線

Fig.7 Load-displacement hysteretic envelope curves of seven specimens

2.4 試件的彎矩-轉角關系

試件的彎矩-轉角曲線見圖8，由圖可知，各試件的彎矩-轉角曲線均呈斜S形。由唐九如[17]的《鋼筋混凝土框架節(jié)點抗震》中的圖解法，求得試件的屈服彎矩。試件的屈服彎矩與極限彎矩見表4。

表4 試件的屈服彎矩與極限彎矩

圖8 7個試件的彎矩-轉角曲線

2.5 應變分析

7個試件的應變結果見圖9，由圖可知：① 7個試件鋼管壁上靠近加勁板的橫向拉應變ε7都比加勁板應變ε13大，說明加勁板的強度相對鋼管已經(jīng)足夠大；② 7個試件梁翼緣上靠近加勁板短邊處的拉應變ε34比梁翼緣上靠近柱翼緣處的拉應變ε33大很多，且ε33值一直在0左右微小變化，說明前面所假定的傳力模型與試驗吻合良好，即梁翼緣的拉壓力大部分將通過加勁板傳給鋼管柱，梁上的塑性鉸主要發(fā)生在加勁板短邊附近；③由鋼管腹板上靠近加勁板處的應變花1-3和遠離加勁板處的應變花7-9的主應變比較可知，鋼管壁上離加勁板較遠處應變很小，鋼管主要在靠近加勁板的位置發(fā)生局部屈服。

(a)SJ- 1- 1應變ε7和ε13

(b)SJ- 1- 1應變ε33和ε34

(c)SJ- 1- 1應變花(1- 3和7- 9)主應變

(d)SJ- 1- 2應變ε7和ε13

(e)SJ- 1- 2應變ε33和ε34

(f)SJ- 1- 2應變花(1- 3和7- 9)主應變

(g)SJ- 1- 3應變ε7和ε13

(h)SJ- 1- 3應變ε33和ε34

(i)SJ- 1- 3應變花(1- 3和7- 9)主應變

(j)SJ- 1- 4應變ε7和ε13

(l)SJ- 1- 4應變花(1- 3和7- 9)主應變

(m)SJ- 1- 5應變ε7和ε13

(n)SJ- 1- 5應變ε33和ε34

(o)SJ- 1- 5應變花(1- 3和7- 9)主應變

(p)SJ- 1- 6應變ε7和ε13

(q)SJ- 1- 6應變ε33和ε34

(r)SJ- 1- 6應變花(1- 3和7- 9)主應變

(t)SJ- 1- 7應變ε33和ε34

(u)SJ- 1- 7應變花(1- 3和7- 9)主應變

對于破壞模式為梁翼緣受拉破壞(破壞模式Ⅲ)的試件SJ- 1- 1、SJ- 1- 2、SJ- 1- 3、SJ- 1- 5和SJ- 1- 6，它們的ε34先于ε7達到屈服應變，導致塑性鉸先出現(xiàn)在靠近加勁板短邊處的梁翼緣上，出現(xiàn)梁翼緣受拉破壞的結果。對于破壞模式為鋼管腹板被拉脫(模式Ⅳ)的試件SJ- 1- 7，ε7比ε34先達到屈服應變，導致節(jié)點在鋼管和加勁板連接處先于梁上出現(xiàn)塑性鉸，出現(xiàn)鋼管腹板被拉脫的結果。SJ- 1- 7鋼管壁上靠近加勁板處的橫向拉應變ε7是其他6個構件的2～4倍，這也驗證了其破壞模式與另外6個構件不同的結果。

2.6 節(jié)點的有效剛度

試件加載至屈服荷載時，其屈服荷載與梁端位移之比作為節(jié)點正常使用階段的剛度，其計算式如下：

(5)

式中：Ke為試件的有效剛度，單位為kN/m；Pu為荷載最大值；Δy為屈服位移值。

試件的有效剛度如表5所示，其中Ib和Imax分別為試件的梁截面慣性矩和試件中最大梁截面慣性矩。從表中可知，試件SJ- 1- 6具有最大的有效剛度，而試件SJ- 1- 4的有效剛度最小。

表5 試件的有效剛度

2.7 剛度退化規(guī)律

圖10給出了7個試件的剛度退化規(guī)律。根據(jù)試驗結果，試件剛度退化模式可以分為3類：①梁截面較小時(如SJ- 1- 1、SJ- 1- 2)，節(jié)點的破壞多發(fā)生在梁翼緣靠近加勁板短邊處，由于翼緣尺寸較小，其受拉開口多能夠發(fā)展至腹板，導致最后節(jié)點的彎矩全部由腹板承受，故其剛度退化速度最快。②梁截面適中時(如SJ- 1- 3至SJ- 1- 6)，節(jié)點破壞也發(fā)生在梁翼緣靠近加勁板短邊處，但受拉開口不會發(fā)展至腹板，因此部分為開口的翼緣仍然能夠繼續(xù)承受彎矩，剛度退化速度較慢。③梁截面較大時(如SJ- 1- 7)，此類節(jié)點破壞將發(fā)生在鋼管壁與加勁板連接部位，一旦發(fā)生破壞，鋼管壁與加勁板連接部分被拉脫，加勁板不能將梁翼緣的拉力傳遞給鋼管壁，這樣的破壞發(fā)生突然，故其剛度退化速度同樣較快。

2.8 節(jié)點延性

試件的延性系數(shù)如表6所示，本次所有試件的平均延性系數(shù)為2.61，比文獻[7]中的T形加勁板梁柱節(jié)點的延性小，主要原因是試件采用的梁截面相對柱較大，并且剪跨比較小。試件SJ- 1- 7和SJ- 1- 4的延性最小，說明鋼管壁的拉脫破壞、翼緣和加勁板之間的焊縫剪斷會使節(jié)點脆性增大。

(a)SJ1- 1-SJ1- 4

(b)SJ1- 5-SJ1- 7

Fig.10 Relation between loop stiffness of specimen and displacement degree

表6 試件的延性系數(shù)

3 分離式豎向加勁板節(jié)點抗彎強度理論分析

3.1 節(jié)點屈服彎矩的理論計算

3.1.1 破壞模式IV的屈服彎矩

本研究在前述試驗結果的基礎上，提出了節(jié)點受彎屈服時的塑性機構模型，并通過虛功原理推得該模型的抗彎承載力的計算公式。

Cao等[18]提出了軸力作用下節(jié)點的正交受力模型，在該模型中沿正交方向上的屈服彎矩有所不同，如圖11(a)所示：方向1為鋼管混凝土柱軸向，方向2則垂直于柱軸。圖11中φ、lφ、l1、l2分別表示三角形模型斜邊長與水平邊角度、斜邊長度、水平邊長度、豎直邊長度。當柱中不存在軸力(F0=0)時，鋼管壁在方向1和2上單位長度的屈服彎矩為

(6)

式中，fy，t和tt分別為鋼管的屈服強度和壁厚。當需要考慮鋼管上作用的軸壓力時，鋼管壁兩個方向上的單位長度屈服彎矩為

(7)

(8)

式中：n=N/(fy，tAs+fcAc)，為節(jié)點的軸壓比；N為節(jié)點柱上作用的軸壓力；fc為核心混凝土的軸向抗壓強度；AS為鋼管橫截面面積，Ac為鋼管內(nèi)填混凝土橫截面面積；屈服彎矩折減系數(shù)

(9)

(a)軸力作用下

(b)傾斜作用下

為了計算鋼管壁傾斜屈服線上的屈服彎矩，Wood[19]提出了一種階梯形破壞線模型，如圖11(b)所示。根據(jù)此方法，傾斜屈服線上的總屈服彎矩可以表示為

mφlφ=m1l1+m2l2

(10)

在該模型中，鋼管的塑性變形分為兩部分：鋼管腹板在受拉加勁板高度范圍內(nèi)的平面內(nèi)受拉變形(見圖12(a))、在鋼管翼緣的平面外彎曲變形(見圖12(b))。該塑性機構分別在受拉加勁板傳來的大部分拉力Pys和梁直接傳給鋼管腹板的小部分拉力Pyw共同作用下產(chǎn)生虛變形Δ1和Δ2。為了簡化計算，該塑性機構滿足如下假定：①塑性機構中的各條屈服線位置均未考慮焊縫厚度的影響；②在計算機構的虛內(nèi)能時，不考慮各個單元的薄膜效應；③在計算屈服線上單位長度屈服彎矩時，使用材料的屈服強度，因而不考慮材料應變強化效應的影響。tf、tw分別為梁翼緣和腹板厚度，bt為鋼管寬度。

圖12 豎向加勁板式節(jié)點的屈服機構模型

Fig.12 Yield mechanism model of joints with vertical stiffeners

在豎向加勁板傳遞的拉力Pys的作用下，該塑性機構將發(fā)生圖12(c)所示的虛變形：①鋼管腹板的平面內(nèi)受拉變形；②由鋼管翼緣內(nèi)的屈服線FF′、GG′、AB、CO和另一側對應部分的彎曲變形。前者所消耗的虛內(nèi)能為

(11)

后者所消耗的虛內(nèi)能為

(12)

式中，li表示屈服線長度，θi表示轉動角度。

平面外變形消耗的虛內(nèi)能為

(13)

式中，bt表示柱鋼管寬度。

根據(jù)虛功原理，Pys所做的虛外力功與機構虛內(nèi)能相等：

(14)

可得

(15)

在梁腹板傳來的小部分拉力Pyw作用下，只有鋼管翼緣會發(fā)生平面外的轉動，包括13(b)中的屈服線OA、OB、OD、OE、AB、BC、CD和DE，他們的平面外轉動所消耗的虛內(nèi)能為

BC，CD，DE

(16)

可得虛內(nèi)能計算式：

(17)

根據(jù)虛功原理，Pyw所做的虛外力功與機構虛內(nèi)能相等：

(18)

聯(lián)立式(17)和(18)可得

(19)

最后由圖13所示的傳力作用位置，可以得到鋼管與豎向加勁板連接處的屈服彎矩：

My=Pys(hb-tf)+Pyw(hb-tf-Hs/2)

(20)

將式(17)和(19)帶入式(20)，可得模式IV的屈服彎矩。

3.1.2 破壞模式I、II、III的屈服彎矩

在模式I下屈服彎矩由加勁板與翼緣之間的焊縫長度和厚度決定，此時的屈服彎矩為

My=2.4tfwLsfyw(hb-tf)

(21)

圖13 抗力作用位置示意圖

在模式II下，當豎向加勁板受拉屈服時，受拉部分的兩個加勁板的拉力為

Pys=2fy，stsHs

(22)

式中，fy，s和ts分別為豎向加勁板的屈服強度和厚度。此時節(jié)點的屈服彎矩為

My=Pys(hb-tf)=2fy，stsHs(hb-tf)

(23)

在模式III下，由于梁的屈服發(fā)生在加勁板短邊所在的截面，根據(jù)梁彎矩腹部規(guī)律，將梁屈服位置的彎矩Myint換算為梁端部與鋼管連接位置的彎矩，可得節(jié)點的屈服彎矩為

My=fyftfbf(hb-tf)

(24)

3.2 理論公式的試驗驗證

對于進行試驗的7個試件，屈服彎矩的理論計算結果和試驗結果對比見表7，由此可知：

表7 理論與試驗屈服彎矩對比

Table 7 Comparison of theoretical and experimental yield moments

試件編號My/(kN·m)試驗值模式IV模式III理論值理論/試驗理論破壞模式試驗破壞模式SJ-1-1173.7197.9155.4155.40.89IIIIIISJ-1-2181.7207.4155.4155.40.86IIIIIISJ-1-3269.5218.2193.1193.10.72IIIIIISJ-1-4247.9199.2187.3187.30.76IIIIISJ-1-5224.0208.6187.3187.30.84IIIIIISJ-1-6255.8218.2187.3187.30.73IIIIIISJ-1-7256.4200.0216.5200.00.78IVIV

(1)理論模型能夠有效地預測節(jié)點最終的破壞模式，除了和試件SJ- 1- 4的焊縫剪切破壞未能吻合外，其他6個試件的破壞模式均和理論結果相同。SJ- 1- 4在設計時已經(jīng)滿足了該處有足夠的強度，實際發(fā)生的焊縫破壞是由焊縫熱影響區(qū)內(nèi)的應力集中現(xiàn)象引起的。

(2)屈服彎矩的理論值與試驗結果吻合良好，理論值與試驗結果之比的平均值為0.80。屈服彎矩理論值偏小的原因可能是所有模式的計算公式中未能考慮材料的應變強化效應，模式IV的理論模型忽略了薄膜效應和焊縫對節(jié)點的強化作用，尤其是加勁板與鋼管腹板相連的對接焊縫，其實際長度比加勁板高度大，導致鋼管腹板的局部屈服區(qū)域比計算用的大。

3.3 破壞過程分析

本研究對加勁板強度足夠大的豎向加勁板節(jié)點的破壞過程進行分析，關于豎向加勁板破壞模式則可以參見文獻[13]中與本研究試件類似的T型加勁板節(jié)點。經(jīng)過對試驗現(xiàn)象的分析，在梁-柱剛度比發(fā)生變化時，豎向加勁板節(jié)點可能會出現(xiàn)以下3種不同的破壞過程：

(1)節(jié)點從屈服到破壞，其塑性區(qū)域始終出現(xiàn)在梁中靠近加勁板短邊附近。由于只有梁中出現(xiàn)塑性鉸，通過延緩或避免焊縫熱影響區(qū)內(nèi)的應力集中效應，可以使節(jié)點具有良好的延性和耗能能力。

(2)節(jié)點在受彎時，會先在梁上出現(xiàn)塑性鉸，由于鋼材的應變強化效應，隨著梁端彎矩的增大，鋼管壁也進入屈服。此時節(jié)點上存在兩個不同的塑性區(qū)域，節(jié)點的最終破壞模式將由這兩個區(qū)域的極限荷載決定，如果鋼管柱的極限抗彎荷載大于梁的極限荷載，則節(jié)點將在梁處最終破壞，具有較好的延性和耗能能力。

(3)節(jié)點始終在鋼管柱上屈服，塑性鉸不會出現(xiàn)在梁上。這種節(jié)點的延性和耗能能力較差。

4 結論

本研究通過試驗研究和理論分析，對豎向加勁板方鋼管混凝土柱-鋼梁節(jié)點的抗震性能進行了研究，得到的主要結論如下：

(1)7個試件最終發(fā)生3種不同形式的破壞模式，即：①試件梁翼緣在豎向加勁板短邊附近的受拉破壞；梁翼緣的受拉開口主要由梁翼緣在此位置的幾何尺寸的突變引起焊縫熱影響區(qū)內(nèi)的應力集中所致；②焊縫內(nèi)部缺陷和殘余應力的存在，試件豎向加勁板和梁翼緣之間的焊縫出現(xiàn)脆性的受剪破壞；③梁-柱強度比過大導致的鋼管腹板被豎向加勁板拉脫的脆性破壞。

(2)由于本研究中試件的設計剪跨比λ較小(λ=3.03)，在剪力和彎矩的共同作用下，節(jié)點在試驗中展現(xiàn)的延性和塑性變形性能并不是很理想。但節(jié)點抗震能力受梁-柱強度比的影響，當梁-柱強度比很大時，節(jié)點最終發(fā)生的鋼管腹板拉脫破壞是一種脆性破壞，這種節(jié)點的延性和塑性變形性能較差。部分試件發(fā)生的焊縫剪切破壞也會大大降低節(jié)點的延性和塑性變形能力。

(3)梁-柱強度比較大時，節(jié)點屈服彎矩的理論計算公式和試驗結果吻合良好。將該理論計算公式與典型的3種破壞模式計算方法相結合，能夠準確地預測節(jié)點最終破壞模式。該公式同時考慮了加勁板傳遞給鋼管腹板的拉力、梁通過其翼緣和腹板直接傳遞到鋼管翼緣上的拉力的影響，本研究對加勁板處鋼管壁受拉破壞模式下相對復雜的計算過程提出了合理的簡化方法。通過計算節(jié)點不同區(qū)域(鋼管、豎向加勁板、梁翼緣)的屈服極限并加以比較，可以合理預測節(jié)點的屈服過程。