黃育琪，郝際平,2，樊春雷，薛 強，王立軍，孫曉嶺，劉瀚超

(1.西安建筑科技大學(xué)土木工程學(xué)院，陜西，西安710055；2.西安建筑科技大學(xué)結(jié)構(gòu)與抗震教育部重點實驗室，陜西，西安710055；3.華誠博遠工程技術(shù)集團，北京100052)

鋼管混凝土柱具有承載力和剛度大、經(jīng)濟性優(yōu)、便于施工等特性，在冶金、電力及建筑諸多行業(yè)獲得廣泛運用[1?2]。在鋼管混凝土柱和鋼梁連接節(jié)點形式中，內(nèi)隔板式連接節(jié)點[3?5]、隔板貫通式連接節(jié)點[6?7]和外加強環(huán)板式連接節(jié)點[8?9]具有較好的經(jīng)濟性和抗震性能?！朵摴芑炷两Y(jié)構(gòu)技術(shù)規(guī)范》[10]和《矩形鋼管混凝土結(jié)構(gòu)技術(shù)規(guī)程》[11]將隔板式及外加強環(huán)板式連接節(jié)點作為鋼管混凝土柱與鋼梁的推薦連接形式。

雖然鋼管混凝土柱經(jīng)濟性和抗震性能較好，但在工程運用時通常會凸出建筑墻體并影響建筑功能。為解決在室內(nèi)凸出柱的問題，西安建筑科技大學(xué)郝際平等[12?16]提出在多高層鋼結(jié)構(gòu)建筑中，運用大高寬比壁式鋼管混凝土柱(walled concretefilled steel tubular column，WCFT column)，下文簡稱WCFT 柱。圖1所示為典型WCFT柱截面形式。WCFT 柱截面寬度較小，WCFT 柱-鋼梁節(jié)點采用隔板式連接不利于內(nèi)部混凝土澆灌，且內(nèi)隔板加工復(fù)雜容易出現(xiàn)焊接損傷缺陷[17]，而外環(huán)板式節(jié)點局部環(huán)板突出墻面會影響建筑美觀和裝修布置。

圖1 壁式鋼管混凝土(WCFT)柱Fig.1 Walled concrete-filled steel tubular column

針對WCFT 柱-鋼梁連接節(jié)點存在的問題，本文作者提出了適用于WCFT 柱與鋼梁連接的側(cè)板式節(jié)點，進行了一組WCFT 柱強軸方向與鋼梁側(cè)板式節(jié)點足尺試件的雙向等幅低周往復(fù)加載試驗，研究節(jié)點的破壞形態(tài)、滯回性能、耗能能力和延性性能等，旨在為WCFT柱-鋼梁側(cè)板式節(jié)點在實際工程中的設(shè)計和運用提供參考。

1 WCFT柱-鋼梁節(jié)點設(shè)計

結(jié)合重慶市某裝配式鋼結(jié)構(gòu)住宅項目，本文選取框架結(jié)構(gòu)的中柱節(jié)點作為研究對象。依據(jù)《鋼結(jié)構(gòu)設(shè)計標準》[18]和《建筑抗震設(shè)計規(guī)范》[19]，在滿足“強柱弱梁”的設(shè)計要求下，確定鋼梁和WCFT柱截面以及加工制作足尺試件。試件為典型的平面十字型節(jié)點，假定柱反彎點位置位于半層處，梁反彎點位置位于跨中，梁柱長度尺寸均取至反彎點處。

側(cè)板式節(jié)點構(gòu)成如圖2所示：鋼梁翼緣高度上下一定范圍內(nèi)，WCFT 柱腹板方向設(shè)置內(nèi)嵌式側(cè)板，側(cè)板沿鋼梁長度方向外伸形成懸臂段，鋼梁翼緣側(cè)面與側(cè)板外伸懸臂段焊接，鋼梁翼緣正面與WCFT柱翼緣壁焊接，鋼梁腹板和WCFT 柱翼緣壁焊接。

圖2 WCFT 柱-H 形鋼梁側(cè)板式節(jié)點Fig.2 Side-plate joint of WCFTColumn-H shape steel beam

2 試驗概況

2.1 試件設(shè)計

本文共制作3個十字型側(cè)板式節(jié)點足尺試件。試件柱子長度2.6 m，柱頂至底座銷軸中心點距離2.9 m，外部鋼管采用5塊鋼板拼裝成雙腔矩形截面，截面尺寸550 mm×180 mm×8 mm；節(jié)點每側(cè)鋼梁長度1.6 m，采用焊接H形鋼截面H400 mm×180 mm×8 mm×14 mm，節(jié)點區(qū)柱截面尺寸及側(cè)板外伸尺寸列于表1；鋼材材料均為Q235B；WCFT柱內(nèi)填充C25級商品細石混凝土，施工時由柱頂預(yù)留孔灌入。

表1 試件主要尺寸Table 1 Main dimensionsof specimens

結(jié)合試驗室裝置條件，按照軸壓比為0.3計算柱頂豎向荷載，加載過程中通過穩(wěn)壓裝置保持豎向荷載恒定，試件加載裝置和測點布置圖如圖3和圖4所示。試件軸壓比采用試驗軸壓比n=N/(fcmAc+fymAs)，N為施加在鋼管混凝土柱頂?shù)暮愣ㄘQ向荷載，fcm為混凝土軸心抗壓強度試驗平均值，fym為鋼材屈服強度試驗平均值，Ac為截面混凝土面積，As為截面鋼材面積。

2.2 材性試驗

試件不同鋼板按《金屬材料拉伸試驗第1部分：室溫試驗方法》[20]的規(guī)定進行材性試驗，試驗主要結(jié)果平均值列于表2。根據(jù)《普通混凝土力學(xué)性能試驗方法標準》[21]規(guī)定，在試件澆筑時制作150 mm 立方體標準試塊，與試件相同條件下養(yǎng)護28 d 測得混凝土立方體抗壓強度平均值32.25 MPa，彈性模量按《混凝土結(jié)構(gòu)設(shè)計規(guī)范》[22]規(guī)定的公式Ec=105/(2.2+34.7/fcu)確定，Ec取3 .05×104MPa，剪切模量Gc按0.4Ec為1.22×104MPa。

圖3 試件加載裝置Fig.3 Instructionsfor loading of the specimens

圖4 試件示意圖和測點布置圖Fig.4 Schematic diagram of specimensand layout of measuring points

表2 鋼材材性主要試驗結(jié)果Table 2 Main steel properties

2.3 加載制度

在試件加載過程中首先在柱頂施加預(yù)定豎向荷載，然后在柱頂施加低周水平往復(fù)荷載。柱頂水平加載方式采用荷載-位移混合法[23]，試驗加載前利用有限元分析軟件ABAQUS預(yù)測各個試件的屈服荷載，加載時試件到達屈服荷載前采用荷載控制，屈服后采用位移控制。荷載控制階段各級荷載往復(fù)1次，位移控制階段各級位移往復(fù)3次，直至試件破壞，試件加載制度如圖5所示。

圖5 加載制度示意圖Fig.5 Schematic diagram of loading system

3 試驗現(xiàn)象及破壞形態(tài)

3.1 試件現(xiàn)象

JD-1達到36 mm 往復(fù)荷載時，應(yīng)變數(shù)據(jù)采集箱顯示鋼梁翼緣較多點位均已達到屈服應(yīng)變，荷載-位移曲線亦出現(xiàn)了輕微拐點，表明試件此時進入塑性，開始位移加載。在2.5δy(90 mm)循環(huán)過程中，東側(cè)梁端腹板出現(xiàn)輕微變形和鼓曲；在3.5δy循環(huán)過程中，東側(cè)側(cè)板外的鋼梁上下翼緣均出現(xiàn)屈曲，且腹板鼓曲發(fā)展明顯；在4δy(144 mm)循環(huán)過程的第1圈，柱兩側(cè)鋼梁翼緣腹板均出現(xiàn)明顯屈曲，承載力下降至極限承載力的80%以下，停止試驗，破壞形態(tài)如圖6所示。

圖6 JD-1最終破壞形態(tài)Fig.6 Final failure mode of JD-1

JD-2在彈性加載階段，未出現(xiàn)明顯現(xiàn)象。在加載達到40 mm 循環(huán)過程時，荷載-位移曲線出現(xiàn)了輕微拐點，且部分鋼梁翼緣應(yīng)變片數(shù)據(jù)已到達屈服應(yīng)變值，由此判定試件進入塑性狀態(tài)。在塑性加載階段，按照0.5倍的屈服位移δy加載即每級增加20 mm。在1.5δy(60 mm)循環(huán)過程中，第1圈拉至60 mm 時鋼梁翼緣和腹板均無明顯現(xiàn)象，但西南角鋼梁下翼緣與柱連接處焊縫開裂；第2圈推至60 mm 時東南角柱壁與側(cè)板連接處下側(cè)焊縫開裂，且裂縫迅速開展，開裂長度達到15 cm，停止試驗，破壞形態(tài)如圖7所示。

圖7 JD-2最終破壞形態(tài)Fig.7 Final failure mode of JD-2

當JD-3達到屈服荷載時，進入36 mm 的循環(huán)過程。在塑性加載階段，按照0.5倍屈服位移δy加載即每級增加18 mm。在1.5δy(54 mm)循環(huán)過程中，柱和側(cè)板均無現(xiàn)象出現(xiàn)，但西北角梁上翼緣、東南角梁下翼緣與側(cè)板連接處焊縫開裂，并迅速開展，且柱頂水平荷載無法繼續(xù)維持，試驗停止，破壞形態(tài)如圖8所示。

圖8 JD-3最終破壞形態(tài)Fig.8 Final failure mode of JD-3

在三個試件停止加載后，將核心區(qū)柱腹板和柱翼緣板切開，發(fā)現(xiàn)所有試件的核心區(qū)混凝土完整性均很好，表面沒有形成肉眼可見的水平或斜向裂紋，如圖9所示。

圖9 核心區(qū)混凝土最終狀態(tài)Fig.9 Final status of core concrete

3.2 破壞形態(tài)

JD-1在試驗過程中，側(cè)板外鋼梁腹板首先發(fā)生了微鼓曲，隨后鋼梁上、下翼緣發(fā)生屈曲，隨著位移加載鋼梁的塑性變形和屈曲不斷發(fā)展，形成了塑性鉸。梁端由于側(cè)板的存在，將塑性鉸位置由核心區(qū)外移，有效的保護了節(jié)點核心區(qū)，最后在距柱翼緣邊約0.8倍～1.0倍梁高區(qū)域形成了塑性鉸，導(dǎo)致試件承載能力降低。WCFT 柱沒有發(fā)生明顯的局部鼓曲和塑性變形，且節(jié)點域混凝土沒有出現(xiàn)可見損傷，節(jié)點域柱腹板也未發(fā)生破壞。表明側(cè)板式節(jié)點JD-1滿足強節(jié)點抗震構(gòu)造要求[19]。

相比JD-1，JD-2節(jié)點核心區(qū)柱翼緣板外伸，柱腹板與外伸側(cè)板在柱翼緣位置斷開，分別采用坡口焊與柱翼緣板焊接。JD-2在彈性階段沒有出現(xiàn)明顯現(xiàn)象，進入1.5倍屈服位移循環(huán)加載過程后，外伸側(cè)板與柱翼緣板間的焊縫開裂，且裂縫迅速開展，JD-2節(jié)點隨后失去承載力。JD-1和JD-3節(jié)點核心區(qū)柱腹板和外伸側(cè)板加工為完整板件，兩者區(qū)別在于JD-3側(cè)板外伸段長度為JD-1長度的80%。JD-3在彈性階段沒有出現(xiàn)明顯現(xiàn)象，進入1.5倍屈服位移循環(huán)加載過程后，梁端受拉翼緣與側(cè)板外伸段之間的焊縫開裂，且裂縫迅速開展，柱頂水平荷載無法繼續(xù)維持，JD-3發(fā)生破壞。

側(cè)板受柱壁板和梁翼緣的邊界約束較強，三個試件側(cè)板均未發(fā)生剪切屈曲。鋼梁上、下翼緣傳遞給側(cè)板的軸力形成力偶，使側(cè)板承受一定的彎矩。結(jié)合試驗現(xiàn)象可知，JD-1的破壞形態(tài)為側(cè)板外梁端塑性鉸破壞，JD-2為柱翼緣板位置的側(cè)板豎向受彎破壞，JD-3為側(cè)板外伸部分與梁翼緣之間的水平焊縫受拉破壞。

4 試驗結(jié)果及分析

4.1 滯回曲線

滯回曲線可反應(yīng)結(jié)構(gòu)抗震性能各項指標，通過對往復(fù)荷載作用下柱頂位移及荷載的監(jiān)測，得到圖10所示的荷載-位移滯回曲線。根據(jù)圖10可得：

1)各試件在進入屈服之前，滯回環(huán)面積很小，曲線形狀均為尖梭形。JD-1在屈服后，隨著塑性變形的增大，滯回環(huán)面積不斷增大；峰值荷載之后，滯回環(huán)面積增大幅度較為平穩(wěn)，鋼梁端部逐漸進入塑性，節(jié)點剛度不斷減小，滯回環(huán)較為飽滿，且無明顯的捏縮現(xiàn)象，曲線表現(xiàn)為梭形。

2)與JD-1相比，JD-2柱腹板和外伸側(cè)板與外伸柱翼緣板焊接，JD-3側(cè)板外伸段長度為JD-1的80%。JD-2和JD-3彈性階段滯回曲線形狀與JD-1相似，三個試件均呈現(xiàn)尖梭形。所有試件在彈性階段均出現(xiàn)捏縮，這是由于在梁端與鏈桿的銷軸連接節(jié)點中，孔徑比銷軸直徑略大，導(dǎo)致滯回曲線在位移零點出現(xiàn)微小滑移。JD-2和JD-3在進入屈服位移加載的第一級循環(huán)出現(xiàn)焊縫開裂，且焊縫快速開展，試件無法繼續(xù)承載，導(dǎo)致滯回曲線中斷。

圖10 荷載-位移滯回曲線Fig.10 Load versus lateral displacement hysteresis curves

4.2 骨架曲線

試件柱頂水平荷載-位移骨架曲線如圖11所示，用“通用彎矩屈服法”確定屈服荷載Py和屈服位移Δy[23]，骨架曲線荷載下降至85%峰值荷載Pp時對應(yīng)位移為極限位移Δu[24]。定義層間位移角θu為柱頂水平極限位移Δu與柱有效高度的比值。試件得到的推、拉兩個方向荷載差異值較小，本文確定特征點處位移和荷載取平均值。三個試件特征點處位移、荷載及層間位移角詳見表3。

根據(jù)圖11和表3可以得到：

1)所有節(jié)點試件的骨架曲線前期基本上呈一階線性增長，且該階段3個試件節(jié)點骨架曲線斜率非常接近。這表明三個側(cè)板式節(jié)點試件初始剛度基本一致；與JD-1和JD-3相比，JD-2節(jié)點核心區(qū)柱翼緣板外伸，柱腹板與外伸側(cè)板在柱翼緣位置斷開，外伸側(cè)板通過坡口焊與柱翼緣板焊接，JD-3側(cè)板外伸段長度為JD-1長度的80%，說明側(cè)板外伸長度和側(cè)板與柱腹板的連接方式對側(cè)板式節(jié)點初始剛度影響均較小。

2)JD-2和JD-3峰值荷載均大于JD-1的屈服荷載，分別為JD-1峰值荷載的91.3%和96.4%。這表明JD-2和JD-3亦進入了節(jié)點的屈服階段，但未有效發(fā)揮鋼材的應(yīng)變硬化潛能。

圖11 試件骨架曲線Fig.11 Skeleton curves of specimens

表3 主要試驗結(jié)果Table3 Main test results

4.3 變形能力和耗能分析

文獻[19]規(guī)定：對多層、高層鋼結(jié)構(gòu)彈塑性層間位移角限值為1/50，由表3中數(shù)據(jù)可知，JD-1極限位移對應(yīng)的層間位移角為1/22，超過規(guī)定限值的2倍。JD-2和JD-3極限層間位移角分別為1/49和1/54，亦與彈塑性位移角限值接近。

節(jié)點延性亦是體現(xiàn)其變形能力的重要指標，JD-2和JD-3在進入塑性階段不久就發(fā)生破壞，試件喪失繼續(xù)承載的能力，呈現(xiàn)脆性破壞的特征。根據(jù)表3 數(shù)據(jù)計算得到，JD-1位移延性系數(shù)為3.02，說明合理設(shè)計的側(cè)板式節(jié)點試件延性較好。

本文采用等效粘滯阻尼系數(shù)he來評價節(jié)點試件耗能能力的優(yōu)劣[24]。圖12為JD-1的等效粘滯阻尼系數(shù)曲線，可以看出，隨著循環(huán)加載等級的提升，he逐漸增大，說明滯回環(huán)在循環(huán)位移加載下面積逐漸增大，破壞時JD-1的he為0.47，說明該節(jié)點試件具有較強的耗能能力。

圖12 JD-1等效粘滯阻尼系數(shù)Fig.12 Equivalent viscous damping coefficient of JD-1

4.4 剛度退化

為了進一步研究荷載-位移曲線變化規(guī)律，本文選用峰值剛度Ki來判斷結(jié)構(gòu)在累計損傷的影響下剛度退化情況，其計算方法見式(1)。節(jié)點試件各循環(huán)級的峰值剛度退化曲線如圖13所示，橫軸為各循環(huán)加載級的位移，縱軸為Ki/K0，其中K0為試件初始剛度。從圖中可以看出，JD-1的剛度退化比較均勻且平緩，沒有明顯的剛度陡降，由此可以說明JD-1的耗能能力較為穩(wěn)定。

圖13 JD-1剛度退化系數(shù)Fig.13 Stiffness degradation coefficient of JD-1

式中：Ki為第i個循環(huán)的剛度值；+Fi為第i個循環(huán)正峰值點荷載值；－Fi為第i個循環(huán)反峰值點荷載值；+Xi為第i個循環(huán)正峰值點位移值；－Xi為第i次個循環(huán)反峰值點位移值。

4.5 節(jié)點域應(yīng)變分析

為了分析試件節(jié)點域的應(yīng)力分布情況，提取JD-1柱腹板中心點的應(yīng)變，如圖14所示，JD-2和JD-3應(yīng)變與JD-1前期基本相似。JD-1最大應(yīng)變值為1.3×10?3，應(yīng)變測量結(jié)果未達到鋼材塑性應(yīng)變值。結(jié)合圖9顯示的試件核心區(qū)混凝土最終狀態(tài)，表明所有試件在達到峰值荷載時，節(jié)點域仍處于彈性階段，未發(fā)生破壞，滿足“強節(jié)點弱構(gòu)件”的抗震構(gòu)造要求。

圖14 JD-1柱腹板應(yīng)變-荷載曲線Fig.14 Strain curve of JD-1 column web versus lateral load

5 節(jié)點受力機理

5.1 節(jié)點破壞模式分析

側(cè)板式節(jié)點梁端翼緣力偶通過2種路徑傳遞給節(jié)點核心區(qū)：第一種是經(jīng)側(cè)板外伸段與鋼梁翼緣焊縫，傳遞至節(jié)點核心區(qū)柱腹板側(cè)；第二種是通過梁端翼緣與柱翼緣的焊縫，傳遞至節(jié)點核心區(qū)柱翼緣側(cè)。因此，除節(jié)點域剪切破壞外，側(cè)板式節(jié)點存在以下3 種破壞模式：Ⅰ)側(cè)板外梁端塑性鉸破壞；Ⅱ)柱翼緣板位置側(cè)板豎向受彎破壞；Ⅲ)側(cè)板外伸部分與梁翼緣之間的水平焊縫受拉破壞。

式中：Mcfy為節(jié)點核心區(qū)柱翼緣側(cè)屈服彎矩；fy為鋼材屈服強度；tbf為鋼梁翼緣厚度；bcf為柱翼緣側(cè)截面寬度；tcw為柱腹板側(cè)厚度；tcf為柱翼緣側(cè)厚度。

圖15 側(cè)板式連接節(jié)點內(nèi)力圖Fig.15 Internal force diagram of side-plate joint

單側(cè)鋼梁由翼緣部分傳遞的梁端彎矩值Mbf為：

圖15 所示為側(cè)板式節(jié)點的梁端內(nèi)力圖，其中Mbp為梁全截面塑性彎矩，Ls為側(cè)板外伸長度，hb為鋼梁高度，hs為超出梁上翼緣部分的側(cè)板高度。根據(jù)虛功原理，柱翼緣側(cè)屈服時其承擔(dān)的剪力值Vcfy為：

式中：Ls為超出柱翼緣部分的側(cè)板外伸長度，考慮焊縫起落弧缺陷，計算焊縫長度時扣除2倍焊件厚度；bbf為鋼梁翼緣寬度；fyw為對接焊縫抗拉強度；式(6b)適用于核心區(qū)柱腹板和外伸側(cè)板加工為完整板件的節(jié)點形式；式(6c)適用于核心區(qū)柱腹板與外伸側(cè)板在柱翼緣位置斷開，采用坡口焊與柱翼緣板焊接的節(jié)點形式。

5.2 試驗對比分析

結(jié)合5.1節(jié)理論分析，可得到JD-1～JD-3試件的強度比及預(yù)測破壞模式列于表4。對比三個試件的試驗現(xiàn)象，表4中的預(yù)測破壞模式與試驗吻合較好。此外，當鋼梁端部彎矩到達全截面塑性彎矩Mbp時，根據(jù)理論計算得到三個試件的理論柱頂極限承載力為457.42 kN，表5中給出的是三個節(jié)點試件試驗的最大承載力，JD-1試驗的極限承載力與理論值非常接近。此外，結(jié)合表4和表5還可以發(fā)現(xiàn)，表4中理論計算的強度比值與JD-1～JD-3試驗得到的承載力比值亦吻合較好。

表4 試件強度比及預(yù)測破壞模式Table 4 Strength ratiosof specimensand expected failure mode

表5 柱頂承載力指標Table 5 Bearing capacity index at the top of column

6 結(jié)論

本文提出了適用于WCFT 柱與鋼梁連接的側(cè)板式節(jié)點，設(shè)計了3個足尺節(jié)點試件進行擬靜力試驗研究，通過試驗研究和節(jié)點受力機理的分析，得出以下結(jié)論：

(1)側(cè)板式節(jié)點形式在節(jié)點域外存在3種破壞模式：Ⅰ)側(cè)板外梁端塑性鉸破壞；Ⅱ)柱翼緣板位置側(cè)板豎向受彎破壞；Ⅲ)側(cè)板外伸部分與梁翼緣之間的水平焊縫受拉破壞。

(2)發(fā)生破壞模式Ⅰ的側(cè)板式節(jié)點試件在距離柱翼緣邊0.8倍～1.0倍梁高的區(qū)域形成典型梁端塑性鉸，節(jié)點域處于彈性階段，節(jié)點位移延性系數(shù)3.02，峰值荷載時彈塑性層間位移角1/22，等效粘滯阻尼系數(shù)0.47，節(jié)點試件表現(xiàn)出較好的變形能力和耗能性能。

(3)發(fā)生破壞模式Ⅱ和破壞模式Ⅲ的側(cè)板式節(jié)點試件在屈服后位移加載的第一級循環(huán)荷載下發(fā)生破壞，未充分發(fā)展塑性變形，滯回環(huán)總面積小，節(jié)點試件呈現(xiàn)脆性破壞的特征。

(4)結(jié)合側(cè)板式節(jié)點在節(jié)點域外的三類破壞模式，建立相應(yīng)的判別公式。通過與試驗的對比，判別公式預(yù)測的破壞模式和承載力與試驗結(jié)果吻合較好，可為WCFT柱-鋼梁側(cè)板式節(jié)點的工程設(shè)計提供參考。

(5)綜合分析節(jié)點試件的破壞形態(tài)、滯回曲線、骨架曲線、變形能力和耗能能力可以發(fā)現(xiàn)，通過合理設(shè)計，WCFT 柱-鋼梁連接的側(cè)板式節(jié)點具有較理想的抗震性能，可用于裝配式鋼結(jié)構(gòu)建筑。