付 波，王彥超，童根樹

(1. 杭州鐵木辛柯建筑結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)事務(wù)所有限公司，杭州 311215；2. 浙江大學(xué)高性能建筑結(jié)構(gòu)與材料研究所，杭州 310058)

傳統(tǒng)鋼結(jié)構(gòu)住宅體系多采用矩形鋼管混凝土柱[1]作為結(jié)構(gòu)的豎向承重構(gòu)件。常規(guī)的矩形鋼管混凝土柱截面高寬比一般為1～2，且柱截面寬度超過200 mm，很容易在室內(nèi)出現(xiàn)凸柱現(xiàn)象，影響建筑空間使用。為解決這一問題，國(guó)內(nèi)的一些企業(yè)和高校開發(fā)了很多創(chuàng)新的鋼結(jié)構(gòu)住宅體系[2-4]，其中比較有代表性的如隱式框架鋼結(jié)構(gòu)住宅體系[5]。該體系通過增大矩形鋼管截面的高寬比和減小柱截面寬度的方法，實(shí)現(xiàn)了將柱子隱藏于建筑墻體中，從而避免了室內(nèi)凸柱問題。

對(duì)于矩形鋼管混凝土柱與鋼梁的連接節(jié)點(diǎn)，目前工程中常用的是隔板式梁柱節(jié)點(diǎn)。針對(duì)這類節(jié)點(diǎn)，部分學(xué)者[6-15]進(jìn)行了大量的試驗(yàn)研究和數(shù)值分析，規(guī)范[1]也給出了相應(yīng)的設(shè)計(jì)方法。與普通矩形鋼管混凝土柱相比，隱式框架的柱截面寬度較小，一般為160 mm～200 mm，而為了方便柱內(nèi)混凝土的澆筑，規(guī)范[1]要求柱內(nèi)隔板上應(yīng)設(shè)置孔徑不小于200 mm 的混凝土澆筑孔，因此隔板式梁柱節(jié)點(diǎn)已不再適用于隱式框架結(jié)構(gòu)體系。

在柱內(nèi)無隔板的情況下，一種新的節(jié)點(diǎn)構(gòu)造思路是：通過在柱子外表面設(shè)置若干連接板，將連接板和鋼梁進(jìn)行連接來完成內(nèi)力的傳遞。Kang 等[16]給出了一種T 形加勁板節(jié)點(diǎn)，其基本構(gòu)造方式是：H 形鋼梁的翼緣側(cè)面與四塊T 形加勁板通過角焊縫進(jìn)行連接，T 形加勁板的端部與鋼管側(cè)壁通過對(duì)接焊縫進(jìn)行連接。試驗(yàn)研究[17-18]表明，這種節(jié)點(diǎn)在反復(fù)荷載作用下存在水平加勁板破壞、豎向加勁板破壞、梁端破壞共三種破壞模式，節(jié)點(diǎn)具有較好的滯回耗能能力和延性，能夠滿足“強(qiáng)節(jié)點(diǎn)弱構(gòu)件”要求。其他文獻(xiàn)還報(bào)道了幾種T 形加勁板節(jié)點(diǎn)的改進(jìn)形式，具體有：梁翼緣狗骨式節(jié)點(diǎn)[19]、梁翼緣蓋板式節(jié)點(diǎn)[20]、梁翼緣開孔式節(jié)點(diǎn)[21]。

為解決隱式框架結(jié)構(gòu)的梁柱節(jié)點(diǎn)連接問題，本文提出一種矩形鋼管混凝土柱-H 形鋼梁外頂板式節(jié)點(diǎn)。通過對(duì)7 個(gè)新型節(jié)點(diǎn)試件進(jìn)行擬靜力試驗(yàn)，研究節(jié)點(diǎn)的破壞模式、承載力、延性、剛度退化、強(qiáng)度退化和耗能能力，并對(duì)節(jié)點(diǎn)傳力路徑進(jìn)行了分析。最后，針對(duì)試驗(yàn)中觀察到的各種節(jié)點(diǎn)破壞模式，分別給出相應(yīng)的設(shè)計(jì)建議供工程應(yīng)用參考。

1 試驗(yàn)方案

1.1 試件設(shè)計(jì)

矩形鋼管混凝土柱-H 形鋼梁外頂板式節(jié)點(diǎn)取消了柱子的內(nèi)隔板，鋼梁翼緣通過四塊設(shè)置在柱子外部的楔形板件(頂板)與柱側(cè)壁直接進(jìn)行焊接，如圖1 所示。

圖1 外頂板式節(jié)點(diǎn)構(gòu)造 /mm Fig. 1 Details of connection with external stiffeners

某高層鋼結(jié)構(gòu)住宅項(xiàng)目的梁柱節(jié)點(diǎn)擬采用該新型節(jié)點(diǎn)形式，本試驗(yàn)以該項(xiàng)目為原型，共設(shè)計(jì)7 個(gè)試件，變化參數(shù)有鋼梁截面尺寸、頂板厚度、頂板長(zhǎng)邊高度等，各試件的具體參數(shù)取值如表1 所示。試件鋼管混凝土柱全部采用矩形截面300 mm×150 mm×8 mm，鋼管、鋼梁和頂板材質(zhì)均為Q345B，柱子內(nèi)灌混凝土強(qiáng)度等級(jí)為C40。為使外頂板和柱長(zhǎng)邊對(duì)齊，各試件的鋼梁翼緣寬度加上兩側(cè)頂板厚度之和均與柱寬度相等。試驗(yàn)主要關(guān)注節(jié)點(diǎn)區(qū)域的受力性能，故取試件的柱子高度和梁端加載點(diǎn)到柱邊的距離均為1 m。

表1 試件參數(shù)Table 1 Properties of specimens

對(duì)制作試件所使用的鋼板進(jìn)行取樣，通過鋼材拉伸試驗(yàn)得到各種厚度的鋼板材性指標(biāo)如表2所示，鋼材屈服應(yīng)變約為2000 με。澆筑鋼管柱內(nèi)混凝土的同時(shí)，制備了邊長(zhǎng)為150 mm×150 mm×150 mm 的混凝土立方體試塊，并將立方體試塊與試件放在相同的環(huán)境中養(yǎng)護(hù)。試驗(yàn)開始前，實(shí)測(cè)混凝土立方體試塊抗壓強(qiáng)度為42.3 MPa。

表2 鋼材材性試驗(yàn)結(jié)果Table 2 Material properties of steel

1.2 試驗(yàn)裝置和加載方案

本試驗(yàn)在重慶大學(xué)結(jié)構(gòu)試驗(yàn)室進(jìn)行。試驗(yàn)采用臥位加載的方式，水平往復(fù)荷載采用電液伺服系統(tǒng)(MTS)施加，以反力墻作為水平荷載的反力基座；豎向荷載通過液壓千斤頂施加，以自平衡反力架作為豎向荷載的反力基座，加載裝置如圖2 所示。

本試驗(yàn)采用擬靜力試驗(yàn)方法[22]，在對(duì)梁端施加水平力之前，先對(duì)柱子施加軸壓力，并在整個(gè)試驗(yàn)過程中保持軸壓力的恒定。試驗(yàn)軸壓力取柱子的設(shè)計(jì)軸壓比0.45 所對(duì)應(yīng)的軸壓力設(shè)計(jì)值?！督ㄖ拐鹪囼?yàn)規(guī)程》[22]給出的加載制度分為屈服前和屈服后兩個(gè)階段，在試驗(yàn)過程中需要判斷試件在何時(shí)進(jìn)入屈服。根據(jù)以往的經(jīng)驗(yàn)，一般以加載曲線出現(xiàn)了明顯轉(zhuǎn)折來看作試件進(jìn)入屈服的標(biāo)志，但這種方式主要依靠人為判斷，隨意性比較大。故此次試驗(yàn)參考FEMA 461[23]的規(guī)定，梁端水平往復(fù)加載采用位移控制的方式，取一定的位移極差來對(duì)試件逐級(jí)進(jìn)行加載，每級(jí)位移增量為2 mm，每級(jí)循環(huán)3 次，水平加載制度如圖3 所示。當(dāng)水平力下降到峰值的85%以下或觀察到試件發(fā)生明顯破壞時(shí)，停止試驗(yàn)。

1.3 量測(cè)方案和測(cè)點(diǎn)布置

圖2 試驗(yàn)加載裝置Fig. 2 Test set-up

圖3 水平加載制度Fig. 3 Horizontal loading history

試驗(yàn)量測(cè)的內(nèi)容如下：柱頂?shù)妮S壓力以及梁端水平荷載；梁端水平位移；鋼管、鋼梁和頂板的應(yīng)變等。各試件的測(cè)點(diǎn)布置方案如圖4 所示。在鋼梁加載點(diǎn)布置一水平向位移計(jì)，用于量測(cè)加載點(diǎn)的水平位移。在鋼梁的上下翼緣各布置4 個(gè)應(yīng)變片，用來測(cè)量翼緣與頂板起始連接處的翼緣應(yīng)變和靠近鋼管壁處的翼緣應(yīng)變。在每塊頂板上靠近柱邊的位置各布置2 個(gè)應(yīng)變片，用來測(cè)量頂板的應(yīng)變。在鋼管左右壁板外側(cè)共布置8 個(gè)應(yīng)變花來測(cè)量鋼管的應(yīng)變，其中4 個(gè)布置在鋼管豎向軸線位置，另外4 個(gè)布置在靠近頂板的位置。圖4中的梁下翼緣指的是靠近作動(dòng)器一側(cè)的梁翼緣，并約定使下翼緣受拉時(shí)的水平加載值為正。

2 試驗(yàn)現(xiàn)象和破壞情況

各試件的破壞過程如下所述：

1) SJ1-1：首先對(duì)柱子施加軸力到設(shè)計(jì)荷載值，隨后進(jìn)行梁端水平往復(fù)加載。當(dāng)梁端位移Δ 達(dá)到8 mm 時(shí)，觀察到節(jié)點(diǎn)連接區(qū)域以外的梁腹板出現(xiàn)明顯鼓曲，表明塑性鉸在鋼梁上形成。當(dāng)Δ=12 mm 時(shí)，下翼緣與頂板連接處開裂，當(dāng)Δ=-14 mm 時(shí)，上翼緣與頂板連接處開裂。當(dāng)Δ 達(dá)到-18 mm 時(shí)，上下翼緣的裂縫發(fā)展至腹板，試件發(fā)生明顯破壞，如圖5(a)所示。

圖4 試件測(cè)點(diǎn)布置圖Fig. 4 Strain gauges and LVDT arrangement

圖5 各試件破壞形態(tài)Fig. 5 Failure modes of specimens

2) SJ1-2：加載前期的現(xiàn)象與SJ1-1 相似，隨著位移值的增大鋼梁首先進(jìn)入塑性。當(dāng)Δ=14 mm時(shí)，下翼緣與頂板連接處開裂，同時(shí)頂板以外的上翼緣出現(xiàn)明顯屈曲。當(dāng)Δ=-14 mm 時(shí)，頂板以外的下翼緣出現(xiàn)明顯屈曲。當(dāng)Δ=-16 mm 時(shí)，上翼緣與頂板連接處開裂，而下翼緣的屈曲更為明顯。當(dāng)Δ 達(dá)到18 mm 時(shí)，下翼緣的裂縫沿著翼緣寬度方向出現(xiàn)較大發(fā)展，試件喪失繼續(xù)承載的能力，如圖5(b)所示。

3) SJ1-3：破壞過程與SJ1-2 基本相同，當(dāng)Δ=14 mm 時(shí)，下翼緣與頂板連接處開裂，同時(shí)頂板以外的上翼緣出現(xiàn)明顯屈曲。當(dāng)Δ=-16 mm時(shí)，上翼緣與頂板連接處開裂，下翼緣發(fā)生屈曲。當(dāng)Δ 達(dá)到20 mm 時(shí)，下翼緣的裂縫發(fā)展至腹板，最終當(dāng)Δ 加至-24 mm 時(shí)，上翼緣的裂縫沿著翼緣寬度方向出現(xiàn)較大發(fā)展，試件破壞，如圖5(c)所示。

4) SJ1-4：Δ=16 mm 時(shí)，觀察到下翼緣與頂板連接處開裂的現(xiàn)象，同時(shí)上翼緣出現(xiàn)明顯屈曲。當(dāng)Δ=-16 mm 時(shí)，上翼緣與頂板連接處開裂，下翼緣發(fā)生屈曲，此時(shí)還觀察到上翼緣與頂板之間的連接焊縫發(fā)生受剪破壞。當(dāng)Δ 達(dá)到-22 mm 時(shí)，上翼緣的側(cè)面和頂板幾乎完全脫開，如圖5(d)所示。

5) SJ1-5：Δ=16 mm 時(shí)，下翼緣與頂板連接處開裂的現(xiàn)象，同時(shí)上翼緣出現(xiàn)明顯屈曲。當(dāng)Δ=-18 mm 時(shí)，上翼緣與頂板連接處開裂，下翼緣發(fā)生屈曲。當(dāng)Δ=20 mm 時(shí)，下翼緣裂縫發(fā)展至腹板；當(dāng)Δ=-22 mm 時(shí)，上翼緣裂縫發(fā)展至腹板。當(dāng)Δ 加至-26 mm 時(shí)，上翼緣的裂縫繼續(xù)沿著翼緣寬度方向發(fā)展，試件破壞，如圖5(e)所示。

6) SJ1-6：Δ=14 mm 時(shí)，下翼緣與頂板連接處開裂，同時(shí)上翼緣出現(xiàn)明顯屈曲。當(dāng)Δ=-16 mm時(shí)，上翼緣與頂板連接處開裂，下翼緣發(fā)生屈曲。當(dāng)Δ=18 mm 時(shí)，下翼緣與頂板連接的另一側(cè)也出現(xiàn)開裂現(xiàn)象。當(dāng)Δ=20 mm 時(shí)，下翼緣因?yàn)槭芾沟昧芽p迅速沿翼緣方向發(fā)展；最終當(dāng)Δ 加至-20 mm 時(shí)，上翼緣的裂縫也發(fā)展至翼緣中心附近，如圖5(f)所示。

7) SJ1-7：該試件的頂板厚度與鋼管壁厚之比為1.5，在加載過程中未觀察到鋼梁翼緣出現(xiàn)開裂現(xiàn)象。當(dāng)Δ=-16 mm 時(shí)，上翼緣一側(cè)的頂板與鋼管壁的連接處被拉裂。Δ=20 mm 時(shí)，又觀察到下翼緣一側(cè)的頂板與鋼管壁的連接處被拉裂。Δ=-20 mm 時(shí)，上翼緣另一側(cè)的頂板與鋼管壁之間也被拉裂。最終加載至Δ=-24 mm，上翼緣的兩側(cè)頂板連帶著其連接的部分鋼管壁與柱子幾乎完全脫開，同時(shí)清晰可見柱內(nèi)的混凝土，如圖5(g)所示。

綜上所述，本次試驗(yàn)的7 個(gè)矩形鋼管混凝土柱-H 形鋼梁外頂板式節(jié)點(diǎn)試件共出現(xiàn)了三種破壞模式，分別是梁翼緣受拉破壞(SJ1-1、SJ1-2、SJ1-3、SJ1-5、SJ1-6)、梁翼緣與頂板連接焊縫破壞(SJ1-4)、頂板與柱連接處的柱壁破壞(SJ1-7)。

3 試驗(yàn)結(jié)果和分析

3.1 滯回曲線

各試件的梁端水平力-水平位移滯回曲線如圖6所示。其中SJ1-2、SJ1-3、SJ1-5 和SJ1-6 的滯回曲線比其他幾個(gè)試件都要飽滿，曲線形狀呈梭形，表現(xiàn)出較好的滯回耗能能力。SJ-4 的滯回曲線在正向加載的后期出現(xiàn)一定的捏攏現(xiàn)象，這是因?yàn)樨?fù)向加載到16 mm 時(shí)，上翼緣與頂板的連接焊縫發(fā)生破壞，兩者之間出現(xiàn)間隙，在隨后的正向加載過程中，需待間隙閉合后試件剛度才能得到恢復(fù)。在SJ1-1 和SJ1-7 的加載后期，由于節(jié)點(diǎn)連接區(qū)域出現(xiàn)了明顯開裂，導(dǎo)致最后幾個(gè)滯回環(huán)的坡度變得越來越平緩，呈現(xiàn)出顯著的滑移特性。比如SJ1-7 的上翼緣兩側(cè)頂板和柱壁在受拉時(shí)幾乎完全脫開，在反向加載時(shí)要經(jīng)過一定的變形之后該裂縫才能閉合，這一過程在滯回曲線上表現(xiàn)為曲線需經(jīng)過一段較長(zhǎng)的滑移之后，荷載才能有所上升。

3.2 骨架曲線、承載力和變形能力

圖7 給出了各試件的骨架曲線，由該曲線可得到試件的承載力和變形能力等抗震性能指標(biāo)，將各試件的主要性能指標(biāo)匯總?cè)绫? 所示。表中的屈服荷載和屈服位移定義為柱邊鋼梁截面彎矩達(dá)到屈服彎矩My時(shí)所對(duì)應(yīng)的梁端力和位移；極限位移取荷載下降到峰值荷載85%時(shí)對(duì)應(yīng)的位移；延性系數(shù)為極限位移和屈服位移之比；節(jié)點(diǎn)超強(qiáng)系數(shù)為峰值荷載與柱邊鋼梁截面彎矩達(dá)到塑性彎矩時(shí)所對(duì)應(yīng)的荷載之比。

由SJ1-1、SJ1-4 和SJ1-7 的結(jié)果對(duì)比可知，隨著頂板厚度的增加，節(jié)點(diǎn)承載力有明顯提升。由SJ1-1～SJ1-3 和SJ1-4～SJ1-6 的結(jié)果對(duì)比可知，隨著頂板長(zhǎng)邊高度的增加，節(jié)點(diǎn)承載力也有所提高。而從各試件變形指標(biāo)的對(duì)比來看，加大頂板截面對(duì)試件變形能力沒有直接影響，極限位移較小的幾個(gè)試件主要是受鋼梁翼緣裂縫開展較早(SJ1-1、SJ1-2)、頂板和翼緣連接焊縫破壞(SJ1-4)以及鋼管壁板被拉裂(SJ1-7)的影響。由圖7 和表2 可知，試件的屈服位移角為1/209～1/132，平均值為1/158，各試件均滿足彈性層間位移角不小于1/300 的要求[1]。試件極限位移角為1/84～1/38，平均值為1/49，部分試件沒能達(dá)到彈塑性層間位移角不小于1/50 的要求[1]，針對(duì)試驗(yàn)反應(yīng)出的問題，有必要采取措施確保節(jié)點(diǎn)變形能力滿足設(shè)計(jì)要求，第4 節(jié)將為此進(jìn)行討論。延性系數(shù)為2.17～3.67，平均值為3.21，表明該節(jié)點(diǎn)具備一定的變形能力。節(jié)點(diǎn)超強(qiáng)系數(shù)為1.18～1.50，平均值為1.36，說明節(jié)點(diǎn)能夠滿足“強(qiáng)節(jié)點(diǎn)弱構(gòu)件”的要求。

圖6 梁端水平力-水平位移滯回曲線Fig. 6 Hysteretic loops of horizontal force-displacement

圖7 試件骨架曲線比較Fig. 7 Comparison of skeleton curves of specimens

表3 試件性能指標(biāo)Table 3 Performance indexes of specimens

3.3 剛度退化

試件剛度的退化情況采用環(huán)線剛度[24]來進(jìn)行表征。環(huán)線剛度定義為某級(jí)荷載下，各次循環(huán)的加載峰值絕對(duì)值之和與峰值位移絕對(duì)值之和的比值。計(jì)算得到的環(huán)線剛度-梁端水平位移變化曲線如圖8 所示。從圖8 可知，剛度退化速度也與試件的開裂情況密切相關(guān)。SJ1-1 的梁翼緣裂縫出現(xiàn)最早，SJ1-2 的梁翼緣裂縫擴(kuò)展較快，因此這兩個(gè)試件的剛度退化速度均比較快。SJ1-4 在上翼緣與頂板連接焊縫出現(xiàn)破壞后，負(fù)向剛度出現(xiàn)迅速下降，而正向剛度的退化則保持平穩(wěn)。SJ1-7 的上翼緣頂板與柱壁連接處開裂嚴(yán)重，導(dǎo)致負(fù)向剛度退化很快，正向剛度在最后兩級(jí)加載時(shí)也呈現(xiàn)加速下降趨勢(shì)。另外3 個(gè)試件的剛度退化情況比較一致，其共同特點(diǎn)是梁翼緣裂縫出現(xiàn)較晚且發(fā)展速度較慢。

圖8 環(huán)線剛度退化曲線Fig. 8 Stiffness degradation curves

3.4 強(qiáng)度退化

試件強(qiáng)度退化情況采用強(qiáng)度退化系數(shù)[24]來進(jìn)行表征。強(qiáng)度退化系數(shù)定義為某級(jí)荷載下，第i 次循環(huán)荷載峰值與第1 次循環(huán)荷載峰值之比。計(jì)算得到的強(qiáng)度退化系數(shù)-梁端水平位移變化曲線如圖9所示。從圖9 可知，在同一級(jí)荷載的循環(huán)作用下，SJ1-3、SJ1-5 和SJ1-6 的強(qiáng)度退化系數(shù)始終保持在0.95～1.00 之間，荷載循環(huán)次數(shù)的影響很有限，說明這3 個(gè)試件在低周反復(fù)荷載作用下，強(qiáng)度退化程度比較小。其余幾個(gè)試件則受到節(jié)點(diǎn)連接區(qū)域板件開裂的影響，在某一級(jí)荷載作用下，試件承載能力隨著循環(huán)次數(shù)的增加而快速下降，在圖9 上表現(xiàn)為曲線存在陡降段，之后試件的強(qiáng)度退化系數(shù)又會(huì)有所增加，這表示試件在發(fā)生破壞之后還具有一定的殘余承載力。

3.5 能量耗散

圖9 強(qiáng)度退化曲線Fig. 9 Strength degradation curves

試件的耗能能力可用等效黏滯阻尼系數(shù)[22]來表示，圖10 給出了各節(jié)點(diǎn)試件的等效黏滯阻尼系數(shù)和循環(huán)數(shù)的關(guān)系曲線。從圖10 可知，加載初期，由于試件還在彈性階段工作，等效黏滯阻尼系數(shù)較小。隨著荷載值的增大，試件進(jìn)入塑性，等效黏滯阻尼系數(shù)相應(yīng)穩(wěn)步上升到0.2～0.3。對(duì)比各類節(jié)點(diǎn)耗能能力的數(shù)據(jù)[3]，新型外頂板式節(jié)點(diǎn)的耗能能力要遠(yuǎn)好于鋼筋混凝土節(jié)點(diǎn)，與型鋼混凝土節(jié)點(diǎn)的耗能能力比較接近，但要略低于傳統(tǒng)的隔板式節(jié)點(diǎn)，這與各試件出現(xiàn)不同程度的開裂現(xiàn)象有關(guān)。對(duì)于裂縫開展較嚴(yán)重的試件，在加載后期，等效黏滯阻尼系數(shù)均出現(xiàn)了不同程度的下降。另外在同一級(jí)荷載的循環(huán)作用下，隨著循環(huán)數(shù)的增加，等效黏滯阻尼系數(shù)也會(huì)略有降低。

圖10 等效黏滯阻尼系數(shù)-循環(huán)數(shù)曲線Fig. 10 Equivalent damping coefficient-number of cycles curves

3.6 節(jié)點(diǎn)剛度分析

若要判斷梁柱節(jié)點(diǎn)是否為剛接節(jié)點(diǎn)，最直接的方法是在試驗(yàn)過程中測(cè)量節(jié)點(diǎn)相對(duì)轉(zhuǎn)角，得到節(jié)點(diǎn)彎矩-轉(zhuǎn)角曲線，根據(jù)該曲線計(jì)算使用荷載下節(jié)點(diǎn)的轉(zhuǎn)動(dòng)剛度ks，然后將ks與一定倍數(shù)的梁線剛度ib進(jìn)行比較[25-26]。

目前常用的節(jié)點(diǎn)相對(duì)轉(zhuǎn)角測(cè)量方法有以下兩種：一種是在試件上布置若干位移測(cè)點(diǎn)，根據(jù)測(cè)點(diǎn)間的幾何關(guān)系，利用測(cè)點(diǎn)位移值來計(jì)算節(jié)點(diǎn)相對(duì)轉(zhuǎn)角；另一種是在試件上布置多個(gè)傾角儀，根據(jù)各測(cè)點(diǎn)傾角數(shù)據(jù)的關(guān)系來得到節(jié)點(diǎn)相對(duì)轉(zhuǎn)角。上述方法均屬于間接測(cè)量法，計(jì)算得到的節(jié)點(diǎn)相對(duì)轉(zhuǎn)角很難準(zhǔn)確扣除鋼梁和鋼柱變形的影響[27]。鑒于節(jié)點(diǎn)相對(duì)轉(zhuǎn)角測(cè)量技術(shù)的不完善，本文采用梁端位移比較法來評(píng)估新型節(jié)點(diǎn)剛度的大小，具體做法如下。

根據(jù)現(xiàn)行鋼結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)標(biāo)準(zhǔn)[28]，鋼梁的承載能力設(shè)計(jì)值為1.05My，假定鋼梁應(yīng)力比限值控制在0.9，另外再考慮1.3～1.5 的綜合分項(xiàng)系數(shù)，則在正常使用狀態(tài)下的鋼梁彎矩值約為0.63My～0.73My，故使用階段荷載Fs取柱邊鋼梁截面彎矩達(dá)到0.7My所對(duì)應(yīng)的梁端力。式(1)計(jì)算值對(duì)應(yīng)梁柱節(jié)點(diǎn)為理想剛性的情況，若節(jié)點(diǎn)存在相對(duì)轉(zhuǎn)角，則該轉(zhuǎn)角相當(dāng)于使鋼梁發(fā)生了剛體轉(zhuǎn)動(dòng)，從而使梁端位移值增大。故考慮節(jié)點(diǎn)相對(duì)轉(zhuǎn)動(dòng)的梁端位移wb2由式(2)來進(jìn)行計(jì)算：

參考?xì)W洲規(guī)范EC3[25]的判別標(biāo)準(zhǔn)，對(duì)于有側(cè)移框架的梁柱剛接節(jié)點(diǎn)，ks應(yīng)不小于25ib，這意味著式(2)中的ks最小可取25ib。將試件骨架曲線上Fs所對(duì)應(yīng)的梁端位移值與式(1)計(jì)算值、式(2)中ks=25ib的計(jì)算值進(jìn)行比較如表4 所示。

表4 梁端位移比較Table 4 Displacement comparison of beam ends

由表4 可知，SJ1-1、SJ1-4 和SJ1-6 的式(1)計(jì)算值和試驗(yàn)值很接近，說明這三個(gè)試件接近于理想剛接節(jié)點(diǎn)。其他試件按式(2)得到的計(jì)算值與試驗(yàn)值也符合比較好，說明剩余試件能夠滿足EC3 對(duì)剛接節(jié)點(diǎn)的要求。從SJ1-1、SJ1-4 和SJ1-7 的結(jié)果對(duì)比來看，隨著梁翼緣厚度的增加，式(1)計(jì)算值和試驗(yàn)值相差越大，表明節(jié)點(diǎn)剛度有減小的趨勢(shì)，而由SJ1-4～SJ1-6 的結(jié)果對(duì)比可知，增加頂板長(zhǎng)邊高度，節(jié)點(diǎn)剛度可得到一定程度的增強(qiáng)。

3.7 應(yīng)變分析

以SJ1-3、SJ1-6 和SJ1-7 的應(yīng)變數(shù)據(jù)為例，對(duì)加載過程中，試件各部分的應(yīng)變情況進(jìn)行分析。

3.7.1 試件SJ1-3 應(yīng)變

圖11 分別給出正向加載達(dá)到6 mm 和14 mm時(shí)的SJ1-3 應(yīng)變分布情況，位移值分別對(duì)應(yīng)試件即將進(jìn)入屈服和達(dá)到峰值荷載。圖中的數(shù)據(jù)均取自與鋼梁下翼緣同側(cè)的測(cè)點(diǎn)。對(duì)于柱壁應(yīng)變，給出的是測(cè)點(diǎn)位置的最大主應(yīng)變，由式(3)來進(jìn)行計(jì)算：

由圖11(a)可知，試件即將進(jìn)入屈服時(shí)，梁翼緣兩側(cè)靠近頂板處的應(yīng)變已超過鋼材屈服應(yīng)變2000 με，頂板和柱壁則未進(jìn)入屈服，表明塑性鉸將首先出現(xiàn)在鋼梁上。梁翼緣應(yīng)變沿著翼緣寬度方向的分布很不均勻，翼緣和頂板連接處是頂板傳遞內(nèi)力的起始點(diǎn)，此處具有剛度突變的特點(diǎn)，應(yīng)變水平比較高，且該處同時(shí)是焊縫的起點(diǎn)，容易存在焊接缺陷，故鋼梁翼緣的開裂首先在該位置處產(chǎn)生；翼緣中心應(yīng)變則要遠(yuǎn)小于翼緣兩側(cè)的應(yīng)變。靠近柱邊的梁翼緣中心應(yīng)變始終都很小，說明從翼緣和頂板連接處開始，翼緣內(nèi)力主要通過翼緣兩側(cè)的頂板向柱子進(jìn)行傳遞。頂板應(yīng)變和頂板邊的柱壁最大主應(yīng)變基本相等，當(dāng)試件達(dá)到峰值荷載時(shí)，這兩處的應(yīng)變也會(huì)進(jìn)入屈服，但塑性發(fā)展程度有限，應(yīng)變大小約為屈服應(yīng)變的1.5 倍～2.25 倍，此時(shí)柱中心的柱壁最大主應(yīng)變很小，說明柱壁屈服區(qū)域主要集中在頂板附近，柱子整體的應(yīng)力水平并不高。

3.7.2 試件SJ1-6 應(yīng)變

圖12 分別給出正向加載達(dá)到6 mm 和12 mm時(shí)的SJ1-6 應(yīng)變分布情況，圖中的數(shù)據(jù)均取自與鋼梁下翼緣同側(cè)的測(cè)點(diǎn)。由圖12 可知，梁翼緣應(yīng)變分布規(guī)律和內(nèi)力傳遞路徑與SJ1-3 相同。由于試件的頂板厚與柱壁厚之比為1.25，柱壁相對(duì)較薄，故頂板邊的柱壁最大主應(yīng)變要大于頂板應(yīng)變，且當(dāng)加載達(dá)到6 mm 時(shí)，有一側(cè)的頂板邊柱壁與梁翼緣同時(shí)進(jìn)入塑性。隨著荷載的增加，梁翼緣塑性的發(fā)展程度要遠(yuǎn)大于柱壁，因此可認(rèn)為試件的塑性鉸仍然形成在鋼梁上，最終的破壞模式也表明該試件是梁翼緣發(fā)生破壞。柱中心的柱壁最大主應(yīng)變始終比較小，說明柱壁屈服區(qū)域仍主要集中在頂板附近。

圖12 SJ1-6 應(yīng)變分布Fig. 12 Distribution of strain (SJ1-6)

3.7.3 試件SJ1-7 應(yīng)變

圖13 分別給出正向加載達(dá)到6 mm 和14 mm時(shí)的SJ1-7 應(yīng)變分布情況，圖中的數(shù)據(jù)均取自與鋼梁下翼緣同側(cè)的測(cè)點(diǎn)。該試件的頂板厚與柱壁厚之比達(dá)到1.5，由圖13 可知，加載6 mm 時(shí)，頂板邊柱壁的一側(cè)應(yīng)變水平已比較高，達(dá)到屈服應(yīng)變的2.25 倍；梁翼緣應(yīng)變雖然仍是呈兩側(cè)大，中間小的特點(diǎn)，但最大應(yīng)變沒有超過屈服應(yīng)變，表明試件的塑性發(fā)展部位從鋼梁轉(zhuǎn)移到了頂板邊的柱壁上。隨著荷載的增加，先進(jìn)入屈服的頂板邊柱壁塑性發(fā)展程度很快，導(dǎo)致兩側(cè)柱壁應(yīng)變值相差很大，同時(shí)使得鋼梁應(yīng)變沿翼緣厚度方向呈線性分布，最終該試件的破壞模式為頂板邊的柱壁被拉裂。

圖13 SJ1-7 應(yīng)變分布Fig. 13 Distribution of strain (SJ1-7)

4 提高節(jié)點(diǎn)變形能力的措施

傳統(tǒng)內(nèi)隔板節(jié)點(diǎn)的極限位移角約為1/30[29]，而本次試驗(yàn)得到的新型外頂板式節(jié)點(diǎn)極限位移角要低于這一數(shù)值。試驗(yàn)值偏低的原因主要是因?yàn)椴糠中滦凸?jié)點(diǎn)試件發(fā)生了脆性破壞。為確保新型節(jié)點(diǎn)具有足夠的塑性變形能力，針對(duì)試驗(yàn)得到的三種節(jié)點(diǎn)破壞模式，可分別采取以下措施來避免脆性破壞的發(fā)生。

1) 頂板與柱連接處的柱壁破壞

當(dāng)柱子與厚翼緣鋼梁相連且柱壁相對(duì)較薄時(shí)，由試驗(yàn)結(jié)果可知，在鋼梁上不一定能形成塑性鉸。為避免節(jié)點(diǎn)塑性發(fā)展區(qū)轉(zhuǎn)移至柱壁上，此時(shí)柱壁相對(duì)于鋼梁應(yīng)具有足夠大的承載力。

根據(jù)外頂板式節(jié)點(diǎn)的傳力特點(diǎn)，可認(rèn)為鋼梁彎矩完全通過兩側(cè)頂板傳遞至柱壁。記鋼梁形成塑性鉸時(shí)的翼緣內(nèi)力為Tpb=Mpb/(hb-tf)，Mpb為鋼梁塑性彎矩，hb為鋼梁截面高度，tf為鋼梁翼緣厚度。假定鋼梁塑性鉸位于頂板和梁翼緣連接處，則塑性鉸距柱邊長(zhǎng)度為lp，此時(shí)柱壁內(nèi)力Tpc=0.5Tpb/(1-lp/lb)，lb為鋼梁長(zhǎng)度。取柱壁受力高度與頂板長(zhǎng)邊高度相等，則柱壁極限承載力為Tuc=fuhp2tc。對(duì)于Q345 鋼[28]，屈服強(qiáng)度fy=345 MPa，極限強(qiáng)度fu=470 MPa。將各試件的Tpb、Tpc和Tuc匯總?cè)绫? 所示。由表5 可知，SJ1-7 的柱壁承載力沒有達(dá)到超強(qiáng)要求，因此該試件的破壞模式為柱壁破壞。注意到SJ1-4 出現(xiàn)的是翼緣與頂板連接焊縫破壞，剔除該試件的結(jié)果，其余試件的破壞模式均是梁翼緣破壞，Tuc/Tpc最小值為1.18，平均值為1.30。根據(jù)試驗(yàn)結(jié)果，為保證柱壁不先于鋼梁發(fā)生破壞，建議工程設(shè)計(jì)時(shí)取節(jié)點(diǎn)連接系數(shù)[30]等于1.4 來驗(yàn)算柱壁極限承載力。

表5 柱壁承載力計(jì)算Table 5 Strengths of wall plates of steel tubes

2) 梁翼緣與頂板連接焊縫破壞

出現(xiàn)這種破壞模式主要是因?yàn)楹附淤|(zhì)量的問題。試驗(yàn)后檢查試件SJ-4，發(fā)現(xiàn)在試件的破壞部位，焊縫金屬和母材并沒有熔合在一起(圖14)。翼緣與頂板連接焊縫是節(jié)點(diǎn)區(qū)域的主要傳力焊縫，在構(gòu)件制作方面，應(yīng)強(qiáng)調(diào)對(duì)該條焊縫的焊接質(zhì)量進(jìn)行嚴(yán)格控制，另外設(shè)計(jì)時(shí)同樣應(yīng)按連接系數(shù)1.4 來對(duì)焊縫進(jìn)行極限承載力驗(yàn)算。

圖14 焊縫破壞形態(tài)Fig. 14 Failure mode of weld

3) 梁翼緣受拉破壞

由試驗(yàn)結(jié)果可知，這種破壞模式表現(xiàn)出一定的塑性變形能力，但是當(dāng)翼緣和頂板連接處過早產(chǎn)生裂縫時(shí)，該裂縫的發(fā)展會(huì)降低節(jié)點(diǎn)的延性和耗能能力。為防止出現(xiàn)這種情況，可考慮對(duì)矩形鋼管混凝土柱-H 形鋼梁外頂板式節(jié)點(diǎn)做出以下改進(jìn)，如圖15 所示。前兩種形式屬于梁端加強(qiáng)型節(jié)點(diǎn)，后一種屬于梁端削弱型節(jié)點(diǎn)，其目的都是為了避免翼緣和頂板連接處出現(xiàn)裂縫，從而使鋼梁塑性變形能力得到充分利用。后續(xù)擬針對(duì)這幾種改進(jìn)型節(jié)點(diǎn)做進(jìn)一步的試驗(yàn)研究和分析。

圖15 改進(jìn)型外頂板式節(jié)點(diǎn)示意Fig. 15 Modified connections with external stiffeners

5 結(jié)論

通過對(duì)矩形鋼管混凝土柱-H 形鋼梁外頂板式節(jié)點(diǎn)進(jìn)行擬靜力試驗(yàn)研究，可得到以下結(jié)論：

(1) 往復(fù)荷載作用下，外頂板式節(jié)點(diǎn)試件出現(xiàn)了梁翼緣受拉破壞、梁翼緣與頂板連接焊縫破壞、頂板與柱連接處的柱壁破壞共三種破壞模式。

(2) 外頂板式節(jié)點(diǎn)的延性系數(shù)為2.17～3.67，等效粘滯阻尼系數(shù)在0.2～0.3，所有試件的極限位移角平均值為1/49，節(jié)點(diǎn)剛度能夠滿足歐洲規(guī)范EC3 對(duì)剛接節(jié)點(diǎn)的要求，節(jié)點(diǎn)抗震性能滿足“強(qiáng)節(jié)點(diǎn)弱構(gòu)件”要求。

(3) 增大外頂板的厚度或長(zhǎng)邊高度，可提高節(jié)點(diǎn)承載力，但對(duì)節(jié)點(diǎn)變形性能影響不明顯。若節(jié)點(diǎn)區(qū)的鋼梁翼緣、翼緣和頂板連接焊縫或柱壁過早出現(xiàn)裂縫，則節(jié)點(diǎn)延性和耗能能力均會(huì)有不同程度的降低。

(4) 為避免柱壁和連接焊縫的破壞，除了應(yīng)嚴(yán)格控制焊接質(zhì)量外，在驗(yàn)算柱壁和連接焊縫的極限承載力時(shí)，節(jié)點(diǎn)連接系數(shù)應(yīng)取1.4。為確保外頂板式節(jié)點(diǎn)具有足夠的塑性變形能力，可考慮采取梁端翼緣加強(qiáng)或削弱措施，以避免梁翼緣和頂板連接處過早產(chǎn)生裂縫。