陳靖遠，楊 鋒，丁鑫標，王培成

(上海大學土木工程系，上海 200444)

方鋼管混凝土柱-H 型鋼梁全螺栓連接節(jié)點是方鋼管混凝土結(jié)構(gòu)體系的重要承載部分，也是裝配式建筑中最常用的節(jié)點形式之一，其力學性能受到了國內(nèi)外研究設(shè)計人員的高度重視.已有研究結(jié)果表明，方鋼管混凝土柱-H 型鋼梁節(jié)點的抗震性能及綜合指標明顯優(yōu)于其他形式的節(jié)點[1-3]，因而提出方鋼管混凝土柱-H 型鋼梁全螺栓隔板貫通式節(jié)點具有重要意義.

有研究在方鋼管混凝土柱-H 型鋼梁全螺栓連接節(jié)點試驗加載時，采用了中國JGJ 101—2015《建筑抗震試驗規(guī)程》要求的加載方式進行試驗加載，研究了方鋼管混凝土柱-H 型鋼梁全螺栓連接節(jié)點的曲率滯回模型、滯回性能、剛度退化性能、摩擦力衰減以及梁偏心對節(jié)點抗震性能的影響[4-7]. 文獻[8-9]按照美國AISC 341—05《鋼結(jié)構(gòu)建筑抗震規(guī)范》規(guī)定的加載制度進行節(jié)點試驗研究，但未對中、美兩國不同的加載制度進行對比，也未指出按美國規(guī)范進行試驗加載的優(yōu)勢. 文獻[4，10]對方鋼管混凝土柱-H 型鋼梁全螺栓連接隔板貫通節(jié)點進行了反復低周荷載試驗，并與ANASYS 有限元軟件計算結(jié)果進行對比. 但有限元軟件計算在試件進入滑移階段時遇到了計算不收斂的問題，故而有限元計算結(jié)果的滑移段為理論推導結(jié)果.

為了討論方鋼管混凝土柱-H 型鋼梁全螺栓連接節(jié)點的抗震性能，本研究通過反復低周荷載試驗，按照中、美兩國規(guī)范中不同的加載制度對方鋼管混凝土全螺栓節(jié)點進行加載對比分析，并利用ABAQUS 有限元軟件進行計算驗證，分析了方鋼管混凝土柱-H 型鋼梁全螺栓連接節(jié)點的抗震性能.

1 試驗概況

1.1 試件設(shè)計

T-形節(jié)點試件示意圖如圖1 所示，詳圖如圖2 所示. 試件編號分別為SJ-1，SJ-2 和SJ-3，其中SJ-1 節(jié)點試件按中國JGJ 101—2015《建筑抗震試驗規(guī)程》中所要求的方式加載，SJ-2及SJ-3 按照美國AISC 341—05《鋼結(jié)構(gòu)建筑抗震規(guī)范》要求進行加載. 方鋼管混凝土柱的鋼管截面為250 mm×250 mm×10 mm，內(nèi)填C40 混凝土; 鋼梁截面規(guī)格為250 mm×125 mm×9 mm×6 mm，采用Q235 鋼; 梁長1 800 mm，梁端開直徑21 mm 螺栓孔; 隔板厚度為14 mm，中間設(shè)直徑為180 mm 的孔洞以便混凝土的澆筑和振搗; 梁柱連接采用M16 型螺栓.

圖1 T-形節(jié)點試件示意圖Fig.1 Diagram of the T-shaped specimen

圖2 T-形節(jié)點試件詳圖Fig.2 Details of the T-shaped specimen

1.2 材料性能及養(yǎng)護

鋼材強度通過現(xiàn)場拉伸試驗確定. 通過試驗采集數(shù)據(jù)，測得所用Q235 鋼的屈服強度為403 MPa，泊松比為0.3. 水泥、砂、石子、水、摻合材料的質(zhì)量比為1∶2.36∶2.58∶0.5∶0.25. 對方鋼管柱進行澆筑時，將混凝土由方鋼管柱頂灌入，邊澆筑混凝土邊用振搗棒振搗以保證混凝土充滿整個方鋼管柱. 養(yǎng)護14 d 后將柱頂多余混凝土鑿除并焊接上20 mm 厚的蓋板. 采用立方體混凝土抗壓試驗測定混凝土材料屬性，立方體混凝土試塊養(yǎng)護周期為28 d. 養(yǎng)護結(jié)束后，測得立方體混凝土試塊的抗壓強度為45.3 MPa，彈性模量為3.31×104MPa.

1.3 試驗準備

圖3 為本試驗加載裝置整體. 將方鋼管柱水平放置于地面，梁端用滑動鉸支座連接，兩個滑動鉸支座之間的距離為2 800 mm. 為了避免加載過程中，鋼梁加載端出現(xiàn)平面外失穩(wěn)，在鋼梁加載端設(shè)置橫向加勁肋; 在梁端設(shè)置位移監(jiān)控，以防止加載過程中試件出現(xiàn)剛性位移，導致試驗結(jié)果發(fā)生偏差.

圖3 節(jié)點裝配整體Fig.3 Joint assembly unit

2 試驗研究

2.1 加載方式

SJ-1 試件的加載制度根據(jù)中國規(guī)范的規(guī)定，分為兩個階段: 在找到屈服荷載前采用力控制，到達屈服后采用位移控制. 在力控制階段，通過逐級增加水平荷載使試件進入屈服狀態(tài)(試驗曲線出現(xiàn)拐點)，并記錄試件的屈服位移Δy. 在位移控制階段，采用屈服位移的整數(shù)倍進行加載，即按照Δy，2Δy，3Δy，···進行加載，每級循環(huán)3 次. 具體的加載制度如圖4 所示.

圖4 SJ-1 試件的加載制度Fig.4 Test loading system of the SJ-1 specimen

SJ-2 和SJ-3 試件的加載制度根據(jù)美國規(guī)范的規(guī)定，全程采取位移角控制，通過控制梁端位移的方式控制梁柱轉(zhuǎn)角. 當位移角為0.003 75，0.005，0.007 5 rad 時各循環(huán)加載6 次; 當層間位移角為0.01 rad 時循環(huán)加載4 次; 當層間位移角為0.015，0.02 rad 時各循環(huán)加載2 次; 此后轉(zhuǎn)角增量為0.01 rad，且每級循環(huán)加載2 次. 具體的加載制度如圖5 所示.

圖5 SJ-2 試件的加載制度Fig.5 Test loading system of the SJ-2 specimen

2.2 試驗過程描述及試驗結(jié)果

圖6 為SJ-1 試件的柱頂荷載-位移(P-Δ)滯回曲線. 當水平荷載達到15 kN 時，此時試件明顯進入滑移平臺段. 繼續(xù)逐級加載，試件發(fā)出低沉的摩擦響聲，從滯回曲線能明顯觀察到滑移平臺. 當加載至22 kN 時，滯回曲線結(jié)束滑移段，此時梁端位移為61 mm. 繼續(xù)增加荷載，螺栓與孔壁接觸開始相互擠壓，試件節(jié)點開始產(chǎn)生彈性變形. 直至水平荷載到達62 kN 后，發(fā)現(xiàn)節(jié)點已經(jīng)明顯進入屈服階段. 停止加載，通過仔細確認滯回曲線及骨架曲線形態(tài)后，確定水平荷載為49.9 kN 時為試件的屈服點，記錄下相應的屈服位移Δy為84 mm. 進入位移控制階段后，直接將梁端位移增加至168 mm，梁翼緣迅速出現(xiàn)較大塑性變形，滯回曲線進入屈服平臺段，緊接著荷載峰值下降. 隨著一聲清脆的響聲，梁翼緣產(chǎn)生斷裂，滯回曲線呈現(xiàn)扁平狀，此時宣告試件破壞，停止加載. 試件破壞形態(tài)如圖7 所示. 可見，試件節(jié)點梁翼緣出現(xiàn)屈曲變形，斷裂截面為最外排螺栓截面. 將螺栓拆卸后發(fā)現(xiàn)，由于螺桿與螺孔產(chǎn)生擠壓，螺桿處油漆有脫落且螺紋有磨損跡象. 另外，隔板與鋼梁焊接處未出現(xiàn)裂縫，鋼管也未發(fā)現(xiàn)有鼓曲現(xiàn)象.

圖6 SJ-1 試件的滯回曲線Fig.6 Hysteretic loop curves of the SJ-1 specimen

圖7 SJ-1 試件的破壞形態(tài)Fig.7 Failure mode of the SJ-1 specimen

圖8 為SJ-2 和SJ-3 試件的柱頂荷載-位移(P-Δ)滯回曲線. 二者均在位移加載到13.5 mm(0.007 5 rad)附近時，柱頂P-Δ滯回曲線呈線性，出現(xiàn)第一個平臺段，此時試件進入摩擦滑移階段. 繼續(xù)加載，平臺段滯回曲線明顯，此時可以確認試件處于摩擦滑移階段. 當位移加載到54 mm(0.03 rad)左右時，滑移平臺段結(jié)束，試件進入彈性變形范圍.當加載至90 mm(0.05 rad)左右時，觀察到試件已經(jīng)明顯屈服. 當加載至106 mm(0.06 rad)時，滯回曲線出現(xiàn)第二個平臺段，此平臺段為試件的屈服平臺段，梁上下翼緣出現(xiàn)輕微屈服. 當加載至126 mm(0.07 rad) 時，梁上下翼緣屈服明顯，出現(xiàn)屈曲變形. 繼續(xù)增大位移，滯回環(huán)峰值開始下降. 隨著一聲清脆的響聲，梁翼緣處發(fā)生斷裂，試件發(fā)生破壞，加載停止. 由圖8 可見，SJ-2與SJ-3 試件的滯回曲線幾乎無差異，證明本試驗結(jié)果真實可靠. 試件破壞形態(tài)如圖9 所示. 可見，SJ-2 和SJ-3 試件的破壞形態(tài)與SJ-1 試件相似. 仔細觀察試驗數(shù)據(jù)可知，SJ-2 試件的屈服位移為81.4 mm，屈服荷載為44.5 kN; SJ-3 試件的屈服位移為82.2 mm，屈服荷載為42.6 kN.兩個試驗測出的數(shù)據(jù)均與SJ-1 試件的數(shù)據(jù)相吻合，再次驗證了3 個試件試驗數(shù)據(jù)以及滯回曲線形態(tài)的準確性.

圖8 SJ-2 和SJ-3 試件滯回曲線Fig.8 Hysteretic loop curves of the SJ-2 and SJ-3 specimens

圖9 SJ-2 和SJ-3 試件的破壞形態(tài)Fig.9 Failure modes of the SJ-2 and SJ-3 specimens

2.3 試驗結(jié)果對比

雖然兩種加載制度得出的試驗結(jié)果在滑移平臺、屈服位移、極限荷載以及破壞形態(tài)上都相互吻合，但數(shù)據(jù)采集的完整性卻存在較大差異.

方鋼管混凝土柱-H 型鋼梁節(jié)點屈服位移的確定與摩擦階段的結(jié)束緊密相關(guān). 由于節(jié)點安裝中存在誤差，試件摩擦階段結(jié)束時的位移確定較為困難，從而增加了確認屈服位移的難度. 此外，由于此類節(jié)點存在滑移段，導致屈服位移Δy往往較大. 若在位移控制階段直接加載2Δy，會造成類似SJ-1 試件加載試驗中，試件從屈服直接產(chǎn)生破壞，導致數(shù)據(jù)采集不完整的問題.

在SJ-2 和SJ-3 試件的加載過程中不需要找到屈服位移，全程以位移角控制，每個加載級間的增量能控制在一定范圍內(nèi)，從而能全面準確地采集到全螺栓節(jié)點滑移階段及彈塑性變形階段的數(shù)據(jù)，更加精確地反應出節(jié)點的受力性能、延性和耗能能力，更有利于對節(jié)點受力性能的研究，以及與規(guī)范中位移角控制的要求進行比較分析.

3 有限元計算及抗震分析

3.1 有限元計算結(jié)果驗證

通過ABAQUS 有限元計算軟件，對T-形節(jié)點試件進行建模，如圖10 所示. 螺栓用實體單元建模，預緊力加載方法參考了文獻[11]所提出的方式，同時通過對螺栓預緊力的修正考慮了試驗中螺栓預緊力損失對有限元計算產(chǎn)生的影響. 接觸面定義參考了文獻[12]所提出的方法，建立了連接板與鋼梁、螺栓孔與螺栓栓桿、螺帽與連接板3 對接觸面之間的摩擦關(guān)系，并采用硬接觸的方式定義摩擦面. 采用C3D8I 非協(xié)調(diào)單元進行計算. 模型中鋼材及螺栓的應力強度-應變強度可分為彈性段、彈塑性段、塑性段、強化段和二次塑流段5 個階段[13]，破壞準則采用von Mises 屈服準則. 有限元計算時采用位移角控制的加載方法.

圖10 有限元計算模型Fig.10 Finite element computation model

圖11 和12 為SJ-2 和SJ-3 試件的試驗結(jié)果與有限元計算結(jié)果的對比. 可以看出，有限元模擬得到的計算結(jié)果與試驗結(jié)果匹配較好. 圖13 為試件有限元計算破壞時的應力云圖. 結(jié)果發(fā)現(xiàn): 當試件到達極限荷載時，梁翼緣的屈曲變形發(fā)生位置以及變形形態(tài)與試驗結(jié)果吻合; 螺栓栓桿最大應力部位與試驗中螺桿油漆脫落部位相同; 鋼梁最大應力截面與試驗破壞時鋼梁斷裂面一致. 綜上所述，在滯回曲線、骨架曲線、屈曲變形的形態(tài)位置以及應力分布方面，有限元計算結(jié)果與試驗結(jié)果相互吻合，有力地驗證了ABAQUS 有限元計算結(jié)果的合理性和準確性，為今后方鋼管混凝土柱-H 型鋼梁全螺栓連接節(jié)點在有限元模擬基礎(chǔ)上的繼續(xù)研究提供了參考方法.

圖11 滯回曲線有限元計算結(jié)果與試驗結(jié)果的對比Fig.11 Comparisons of the finite element computation results and the test results of the hysteretic loop curves

圖12 骨架曲線有限元計算結(jié)果與試驗結(jié)果對比Fig.12 Comparisons of the finite element computation results and the test results of the skeleton curves

圖13 試件有限元計算時的應力云圖Fig.13 Stress nephogram for the finite element computation of the specimen

3.2 節(jié)點抗震性能分析

3.2.1 剛度退化

在循環(huán)反復荷載作用下，當保持相同的峰值荷載時，峰值位移隨循環(huán)次數(shù)的增加而增大，這種現(xiàn)象稱為剛度退化. 剛度退化特征可采用同級位移下的試件的環(huán)線剛度來表征，即

式中:Kj為環(huán)線剛度;Pji為位移加載級別第j級時第i次加載循環(huán)的最大荷載;Δji為位移加載級別第j時第i次循環(huán)的最大荷載點位移值;n為循次數(shù).

圖14 反映了試件的環(huán)線剛度Kj隨位移加載級別Δi/Δy的變化關(guān)系. 可見，試驗結(jié)果與有限元計算結(jié)果匹配良好. 加載初期，由于螺栓預緊力開始損失以及靜摩擦力迅速被克服，試件剛度退化明顯. 待試件進入滑移平臺段后，剛度退化趨于平緩. 當螺栓與落孔產(chǎn)生擠壓時，試件受力性能開始得到完全發(fā)揮，試件剛度得到略微提高. 除加載初期外，節(jié)點剛度退化平緩，性能良好.

圖14 剛度退化曲線的試驗結(jié)果與有限元計算結(jié)果的對比Fig.14 Comparisons of the test results and the finite element computation results of the stiffness degradation curves

3.2.2 延性指標

延性作為工程結(jié)構(gòu)抗震性能[14]中一個重要特性，直接體現(xiàn)了所測試件抗震性能的好壞.延性系數(shù)一般用μ表示. 表1 為延性系數(shù)的試驗結(jié)果與有限元計算結(jié)果的比較. 延性系數(shù)μ的計算公式如下:

表1 延性系數(shù)的試驗結(jié)果與有限元計算結(jié)果的比較Table 1 Comparisons of the test results and the finite element computation results of the ductility coefficients

式中: Δu為試件達到極限荷載后下落回極限荷載的85%時的試件撓度; Δy為試件達到屈服荷載時對應的試件撓度.

由于過長的摩擦滑移階段導致節(jié)點屈服位移過大，按照式(2)的計算方法，方鋼管混凝土柱-H 型鋼梁全螺栓連接節(jié)點的延性系數(shù)難以與節(jié)點尺寸相似的WFP[5]焊接節(jié)點的延性系數(shù)(4.573)直接比較，且節(jié)點在結(jié)束滑移階段后受力性能才能充分發(fā)揮，因此采用該算法得出的延性系數(shù)難以準確反映節(jié)點的真實延性水平. 針對方鋼管混凝土柱-H 型鋼梁全螺栓連接節(jié)點擁有較長滑移平臺段的特點，本研究提出了延性系數(shù)計算過程中排除滑移段影響的修正建議，新的延性系數(shù)計算公式如式(3)所示，修正后的延性系數(shù)如表2 所示.

表2 修正后的延性系數(shù)Table 2 Modified ductility coefficients

式中，Δs為試件結(jié)束滑移段時的試件撓度.

由表2 可見，修正后的延性系數(shù)達到3.0 左右，明顯高于未修正前的延性系數(shù). 雖仍然與尺寸相似的WFP[5]焊接節(jié)點的延性系數(shù)(4.573)有一定差距，但考慮到裝配式節(jié)點施工便捷，以及施工現(xiàn)場焊接施工工藝難以保證等問題，方鋼管混凝土在-H 型鋼梁全螺栓連接節(jié)點的延性系數(shù)仍能達到實際工程中對延性系數(shù)的期望值.

層間位移角θ= arctan(Δ/H)，其中H為框架高度. 根據(jù)GB 50011—2010《建筑抗震設(shè)計規(guī)范》的規(guī)定: 多層鋼結(jié)構(gòu)彈性層間位移角限值[θe]=1/250=0.004，彈塑性層間位移角限值[θp] = 1/50 = 0.02. 本試驗試件彈性層間位移角[θe]為1.339，彈塑性位移角[θp]為2.53.可知，當?shù)竭_規(guī)范位移角要求限制時，節(jié)點并未到達彈性變形及彈塑性變形限制要求，故可以滿足規(guī)范要求.

3.2.3 總承載力退化

試件承載力退化可采用總承載力退化系數(shù)進行表示，即

式中:l為總承載力退化系數(shù);Pj，max為位移加載級別第j級時的最大荷載;Pm為試件峰值荷載值.

總承載力退化曲線如圖15 所示. 可見，SJ-2 試件的試驗結(jié)果與有限元計算結(jié)果吻合度較高. 與尺寸相似的焊接節(jié)點WFP[5]對比發(fā)現(xiàn): SJ-2 試件在第7 個加載級別之前，由于試件處于摩擦滑移階段，總承載力退化系數(shù)變化平緩，承載能力遠遜于焊接節(jié)點WFP; 由于螺栓與孔壁接觸，從第8 個加載級別開始，總承載力退化系數(shù)有所提高，當?shù)竭_第11 個加載級別時試件到達荷載峰值，且在此期間，節(jié)點承載能力開始接近于焊接節(jié)點WFP，最終達到與焊接節(jié)點WFP 相同的承載能力; 之后由于試件發(fā)生屈曲變形并隨之破壞，總承載力退化系數(shù)開始回落，退化幅度與焊接節(jié)點WFP 相似. 根據(jù)SJ-2 試件的試驗過程，試件屈服在第8 個和第9 個加載級別之間. 可見，試件屈服后仍可繼續(xù)加載4 個加載級，且總承載力退化曲線平緩，僅在試件出現(xiàn)較大塑性變形后開始回落. 上述現(xiàn)象表明，當螺栓與孔壁接觸，試件受力性能充分發(fā)揮后，其承載能力及延性性能均能達到與焊接節(jié)點WFP 相似的水平.

圖15 總承載力退化曲線的試驗結(jié)果與有限元計算結(jié)果的對比Fig.15 Comparisons of the test results and the finite element computation results of the total bearing capacity degradation curves

4 結(jié)束語

通過相同試件不同加載制度的反復低周荷載試驗，對比了中國JGJ 101—2015《建筑抗震試驗規(guī)程》和美國AISC 341—05《鋼結(jié)構(gòu)建筑抗震規(guī)范》中要求的加載方式，并利用ABAQUS 有限元計算軟件進行了理論計算，得出以下結(jié)論.

(1) 方鋼管混凝土柱-H 型鋼梁全螺栓連接節(jié)點的滯回曲線有異于焊接節(jié)點，加載初期存在一段較長的摩擦滑移階段. 在摩擦滑移階段結(jié)束后，節(jié)點受力性能才得到完全發(fā)揮并進入彈塑性變形階段，達到屈服. 扣除滑移段以后才是真正的節(jié)點和試件變形引起的位移，在設(shè)計中應該充分考慮到這一因素.

(2) 方鋼管混凝土柱-H 型鋼梁全螺栓連接節(jié)點試件的破壞表現(xiàn)如下: 隔板遠端處鋼梁發(fā)生屈曲變形; 螺栓栓桿受螺孔擠壓使得栓桿上有油漆脫落現(xiàn)象，油漆脫落處螺紋受到損壞; 鋼梁最薄弱截面為最外圍螺栓所在截面，試件破壞時該截面被拉斷. 試驗中未發(fā)現(xiàn)方鋼管混凝土柱出現(xiàn)破壞現(xiàn)象，隔板與方鋼管混凝土柱壁板的連接焊縫未見開裂.

(3) 通過對相同試件不同加載方式的比較及理論分析發(fā)現(xiàn): 在方鋼管混凝土柱-H 型鋼梁全螺栓連接節(jié)點的試驗研究中，采用力控制階段與位移控制階段的“兩階段”控制加載方式，在位移加載階段中存在加載增量過大的問題，使得試件在屈服后采集數(shù)據(jù)缺失或不完整; 按位移角控制的加載方式，在試件屈服后仍能逐級加載并采集數(shù)據(jù)，試驗采集的數(shù)據(jù)更為完整可靠.因此，給出以后全螺栓連接節(jié)點的試驗加載制度宜按照位移角控制的方式進行加載的建議.

(4) 利用ABAQUS 有限元軟件，在充分考慮各類非線性條件以及螺栓預緊力損失影響的情況下，克服了試件摩擦滑移階段的非線性難題，在不需要理論推導滑移階段的前提下，計算出了反復低周荷載作用下的方鋼管混凝土柱-H 型鋼梁全螺栓連接節(jié)點的滯回曲線. 計算結(jié)果與試驗結(jié)果高度吻合，有力驗證了計算結(jié)果的準確性，為后續(xù)的有限元分析提供了堅實的基礎(chǔ).

(5) 由方鋼管混凝土柱-H 型鋼梁全螺栓連接節(jié)點剛度退化曲線可見，除了在前幾級滯回曲線中，因螺栓預緊力以及靜摩擦力的克服對剛度退化造成的不利影響外，總體變化平緩.在螺栓與孔壁產(chǎn)生擠壓后，剛度出現(xiàn)小幅度提高，剛度性能良好. 延性系數(shù)經(jīng)修正后接近于焊接節(jié)點WFP，且總承載力退化系數(shù)變化平緩，表現(xiàn)出了較好的延性，與尺寸相似的焊接節(jié)點極限承載能力相似. 同時全螺栓連接的方式避免了施工現(xiàn)場的直接焊接，且仍能滿足GB 50011—2010《建筑抗震設(shè)計規(guī)范》對層間位移角的要求.