钢管混凝土格构柱－组合箱梁节点抗震性能试验研究

蒋丽忠，黄 志，陈 善，周旺保

（1．中南大学 土木工程学院，长沙 410075；2．湖南省有色地质勘查研究院，长沙 410015）

为适应现代世界高层建筑一些特殊功能需求，巨 型结构体系正越来越多的被工程界所采用［1－2］。巨型框架结构又被称为主、次框架结构，其独特的两级受力体系不仅有利于提高结构整体性、改善结构安全性能、减少材料用量和工程造价，亦给现代建筑设计带来了更大的灵活性，因此在超高层建筑中正得到越来越广泛的应用，如高层超高层建筑、塔架和桅杆结构等高耸结构［3－8］。钢管混凝土格构柱－组合箱梁节点作为巨型组合结构体系的重要部件，其节点在满足强度、刚度、稳定性和其他抗震性能的同时保证梁柱间荷载的有效传递，使钢管和核心混凝土共同工作，同时也应便于结构制作、安装以及管内混凝土的浇筑。虽然国内外学者对钢管混凝土组合节点的抗震性能试验研究已经有所开展［9－11］，但试验研究严重滞后于工程实践。国内外学者对钢管混凝土组合节点的试验研究主要集中于钢管混凝土柱－钢梁节点的试验研究［12－13］，而对于钢管混凝土格构柱－组合箱梁节点的试验研究则完全处于空白。

针对目前国内外对此种连接形式节点试验研究严重匮乏的现状，本文对分别采用单肢斜撑、交叉斜撑和横隔板三种不同节点连接构造形式的钢管混凝土格构柱－组合箱梁节点试件进行试验研究，考察不同节点连接件构造对钢管混凝土格构柱－组合箱梁节点受力性能、延性、刚度和强度退化及耗能能力等抗震性能的影响，得出了节点的荷载－位移滞回曲线，骨架曲线和耗能特性，研究各节点形式的抗震性能，为钢管混凝土格构柱－组合箱梁节点的理论研究和工程应用提供依据。

1 试验概况

1.1 试件

试验以巨型钢－混凝土组合框架结构中的节点为原型，且为边柱节点。钢－混凝土组合箱梁梁高为270 mm，采用6mm厚的Q235B钢板拼焊而成；混凝土翼缘板厚80 mm，采用C30混凝土浇筑，纵向受力筋采用直径为10mm的Ⅱ级钢筋，箍筋采用直径为6 mm的Ⅰ钢筋。钢管混凝土格构柱总高1 000 mm，柱中心线到梁端加载点的臂长1 375 mm，采用C30自密实混凝土填充，柱肢钢管采用20＃无缝钢管；钢加强环板和各节点连接件均采用10 mm厚的Q345钢板焊接而成；钢箱梁与混凝土板之间采用4．6级Φ13＠100的完全抗剪栓钉连接。试件设计的节点轮廓尺寸见图1，主要参数见表1。

图1 节点尺寸图Fig．1 Connection diagram

表1 节点试件主要参数表（单位：mm）Tab．1 Details of specimens（mm）

节点的钢构件部分由钢管格构柱、组合箱梁与加强环焊接而成，钢梁与加强环、加强环与格构柱的连接焊接采用双面对接坡口焊；钢管混凝土格构柱柱脚处设置加劲肋防止钢管发生局部屈曲破坏；钢－混组合箱梁的栓钉沿梁长方向单排均匀布置在翼缘板上。

根据材性实验得出钢管内填充的核心混凝土和钢－混凝土组合箱梁翼缘混凝土的立方体抗压强度fcu平均值分别为 31．2 N／mm2和 35．5 N／mm2，弹性模量 Ec分别为23 800 MPa和31 470 MPa。钢材材料力学性能见表2。

表2 钢材力学性能Tab．1 Steel properties

1.2 试验装置及测点布置

试验采用拟静力加载方式。柱顶端放置的2 000 kN千斤顶顶住刚性横梁以施加恒定轴力，组合箱梁梁端上下均设置加载板，并用螺杆将上下加载板与MTS作动头锚固起来，通过固定在反力架上的N＝1 000 kN的MTS液压伺服作动器施加竖向往复荷载或位移。节点试验装置示意图见图2和图3。在格构柱的上下端均设置了高强钢材制成的方形钢块，在其上按预定偏心距设置相应条形凹槽。试验过程中压力机的荷载通过刀口铰传到格构柱，刀口铰的刀口与地面及反力架的条形凹槽相吻合，通过高强螺栓与试件连接。钢块与刀口铰可反复使用。试验数据由1 000通道7V08数据采集仪采集，试验全过程由M2801伺服系统控制机及微机控制。

各试件在梁端和节点域位移计测点布置见图4，以测量和记录柱顶位移、梁柱相对转角和节点域的剪切变形。

图2 试验加载装置示意图Fig．2 Test set-up

图3 现场节点试验装置图Fig．3 The scene node test device

图4 位移计测点布置图Fig．4 Layout of displacementmeter

1．3 加载制度

柱顶垂直方向：施加恒定2 000 kN轴向力。

试验加载过程按照JGJ 101－96《建筑抗震试验方法规程》［14］的规定采用荷载－位移双控制加载制度来模拟地震作用。具体程序如下：① 结构屈服前采用荷载控制加载方法，梁端竖向力以等增量ΔF形式的荷载方式施加，每一级荷载循环一次；② 荷载位移曲线出现明显的拐点时表示试件开始屈服，此时采用位移控制加载方式，按屈服位移的倍数施加，即 1Δy、2Δy、3Δy、4Δy、…。每级控制位移循环三次。在试验过程中，根据实际情况做出适当的调整。

由于钢－混凝土组合箱梁截面正反向的力学性能不同，在施加往复荷载过程中，正向加载制度参考正向屈服位移Δ＋y和正向屈服荷载P＋y（以混凝土受压为正），反向加载制度则参考反向屈服位移Δ－y和反向屈服荷载P－y。试验前由非线性有限元理论模型计算得到试件的理论荷载Pmax，并取对应0．7Pmax的位移为屈服位移Δy。

2 试验过程及破坏特征

2.1 试验过程

试验首先由梁端荷载控制加载，此时处于弹性阶段，荷载位移呈现线性关系，未有明显变化，各节点试件的钢构件部分完好无损。在反向加载过程中，首先从混凝土翼缘板出现开裂，当加载至－20 kN时，翼缘混凝土板沿最薄弱的节点端处出现横向裂缝，此时荷载即为节点开裂荷载，裂缝未贯通。随着反向荷载的逐步增大，混凝土翼缘板裂缝逐渐向着梁端加载点延伸，裂缝宽度逐渐变大。当节点试件达到反向屈服荷载时，混凝土翼缘板横向裂缝发展至数条，且裂缝贯通整个翼缘混凝土板，见图5。

图5 混凝土板贯穿裂缝Fig．5 Piercing cracks of the concrete slab

试验进入塑性阶段由位移控制加载，加载或卸载控制点取屈服位移的倍数，前三级位移每级循环三次，此后根据试验情况适当调整，直至试件破坏。当控制位移反向加载至1～2．时，混凝土翼缘板与格构柱柱肢脱开，加载梁端预留锚杆孔处出现裂缝；控制位移正向加载至2．0Δy＋的过程中，听到混凝土板与钢箱梁发生滑移的响声，并伴随有混凝土碎屑从翼缘处脱落，但现象不明显；控制位移正向加载至3．～4．0时，在节点的柱肢处混凝土板出现斜裂缝和纵向裂缝，同时，LJ－2节点核的交叉斜撑因受拉应力大，焊缝出现断裂裂缝；控制位移反向加载至4．时，钢梁与加强环焊接处焊缝出现断裂情况，腹板也出现撕裂现象，反向承载力明显下降，同时焊缝断裂导致加强环板处的混凝土板折断，出现节点破坏状态，见图6、图7；控制位移正向加载至5．时，混凝土折断处重新受压，钢箱梁上部撕裂的腹板受压发生鼓曲现象，正向承载力也出现下降现象；控制位移反向加载至5时，混凝土翼缘板出现碎块掉落现象，组合箱梁腹板撕裂缺口变大，见图8，此时节点试件已经发生破坏而终止试验，破坏形态见图9。

图6 箱翼缘焊缝断裂Fig．6 Fracture of the box flange weld

图7 混凝土板横向折断图Fig．7 Transverse fracture pattern

图8 钢箱梁腹板撕裂缺口Fig．8 Tear notch of steel box girder webs

2.2 破坏特征

三种连接件构造形式的节点破坏过程及基本特征大致相同，为弱梁破坏机制，破坏点均发生在节点梁端即钢箱梁上翼缘板与加强环交界的焊缝处；加强环、节点连接件构造、以及钢管混凝土格构柱表现出较好的工作性能，满足相关抗震规范强柱弱梁的设计要求。其中，试件制作过程的构造误差以及钢材连接处的焊缝缺陷对连接的破坏有一定的影响，从而对试验结果也存在影响。

3 主要试验结果及分析

3.1 节点试件屈服与破坏的确定

无明显屈服点的钢－混凝土组合节点的单向荷载－位移曲线见图 10，破坏荷载定义为 Pu＝0．85，其对应的位移即为节点的破坏位移 Δu。最高点对应的荷载和位移为极限荷载Pmax和极限位移Δmax。过坐标原点O作切线与曲线最高点的水平线相交点的位移为屈服位移Δy，由该点作垂线与荷载－位移曲线相交即为节点的屈服荷载Py。由节点的荷载－位移曲线可以确定试件各阶段承载力特征值，各指标值取正反两个方向（以梁端向下加载为正，向上加载为负）列入表3。

表3 节点承载力特征表（荷载单位：kN）Tab．3 Characteristic of the bearing capacity（kN）

由试验结果对比可知，三种连接构造形式节点在低周往复荷载作用下均表现出较高的承载力。随着节点连接件构造的加强，正反向的承载力变化趋势不一致，节点正向屈服荷载及极限荷载逐渐增大，而反向屈服荷载和极限荷载逐渐减小，但减小幅度不明显。

3.2 节点试件的P－Δ滞回曲线

图10 节点承载力的确定Fig．10 Ultimate bearing capacity of joints

节点试验过程中，柱顶缺乏有效的侧向约束和柱底支座处存在相对位移等因素的影响。因此会存在柱顶和柱底位移，柱顶位移相对较大，由位移计1测得，三种节点形式的柱顶位移曲线如图11所示，且最终梁端位移取修正后的试验值。梁端位移的修正计算如下：支座转角＝（柱顶位移－柱底位移）／1 000，修正后的梁端位移＝实测梁端位移－支座转角×1 375。三种节点连接形式的滞回曲线见图12。LJ－1、LJ－2和LJ－3节点的滞回曲线均成梭形，且滞回环较饱满。表明三种形式的节点塑性变形能力和耗能能力较好。但随着节点核心区连接件由单肢斜撑加强至横隔板，梁端正向极限承载力逐渐增大，反向承载力无明显变化。因循环加载过程中组合梁腹板的鼓曲变形和混凝土裂缝的开合等破坏状态的发生，导致节点耗能能力变差，所以随着位移的加大，三种节点的荷载－位移滞回曲线捏缩现象明显。且达到屈服荷载后，曲线的斜率逐渐减小，节点刚度退化明显。荷载随着循环而降低，节点的强度出现退化。

3．3 节点试件的荷载－位移关系骨架曲线

将各节点试件滞回曲线加载级第一次循环的峰点所连成的骨架曲线见图13。

由节点骨架曲线试验结果及汇总对比（见图13）表明：

图11 柱顶位移曲线Fig．11 Displacement curve of column caps

图12 节点的滞回曲线Fig．12 Hysteretic curve of joints

（1）由于钢－混凝土组合箱梁翼缘板混凝土拉、压力学性能存在的差异及相对滑移，在梁端低周往复荷载作用下，各节点骨架曲线的正、反向荷载特征值及位移大小不对称。

（2）节点骨架曲线经过了弹性、弹塑性、塑性及塑性下降段；骨架曲线的正向下降段缓慢而反向下降趋势明显，表明试件的正向塑性能力相对反向塑性能力要好。

图13 节点骨架曲线Fig．13 Envelop curve of the joints

（3）由于柱顶约束偏弱且不对称会导致节点正反向承载力存在差异，此因素可以通过测定柱顶和柱底位移来对梁端位移进行修正，减少由此产生的误差。从试验测定的柱顶位移，可以发现正向加载和反向加载时的差值较小，同时，通过有限元分析得出的结果与试验曲线规律基本一致，说明由此造成的误差较小。

（4）随着节点连接构造的加强，节点的正向承载力、弹性阶段的刚度、极限承载力逐渐增大，而节点的屈服位移逐渐减小；而反向时，节点达到极限荷载之后，节点的强度和破坏位移逐渐减小，节点的强度退化加剧。

3．4 节点试件的延性和耗能指标

以节点试件有效极限梁端竖向破坏位移Δu和屈服位移Δy的比值u＝Δu／Δy定义节点梁端位移延性系数。根据上述节点承载力指标的确定方法，可得到节点试验的位移延性系数，见表4。根据荷载－位移滞回曲线的包络线可计算出各试件的等效粘滞系数he和能量耗散系数E。

由上述定义的各试件等效粘滞系数he和能量耗散系数E见表5。

由表4可知，三个节点试件的正向位移延性系数在3．31～3．98之间，反向位移延性系数在2．65～2．70之间，均大于2。表明三种节点连接形式在正向均具有良好的位移延性，而反向的位移延性略逊于正向；同时节点的构造对延性有一定的影响，随着连接件构造的加强，其延性随之增强。

表4 节点延性特征表（位移单位：mm）Tab．4 Ductility characteristic of the joint（mm）

表5 节点耗能性能表Tab．5 Energy dissipation characteristic of the joint

由表5可知，节点的耗能指数和等效粘滞系数均随着位移的增大而增大，表明由于节点梁端塑性铰的出现，随着梁端位移的增大，节点的耗能能力也不断增大；比较三种连接件方式节点发现，在屈服阶段前期，LJ－2的耗能能力最好，从3Δy开始，LJ－3的各项指标的增长趋势要大于LJ－1和LJ－2，说明LJ－3在后期的节点耗能能力更强。

总体来说，本次试验的三种节点的滞回曲线均较为饱满，按滞回曲线分析得出的耗能等指标均满足结构抗震设计的要求。

4 有限元数值分析

4．1 单元模型

本文采用ABAQUS软件对三种节点形式进行有限元分析。均采用三维实体单元，无缝钢管、钢－混凝土组合箱梁的钢箱、加强环和节点连接件采用壳单元，翼缘混凝土板内的钢筋采用桁架单元进行建模。为真实反映试验与理论计算结果的偏差，在理论计算中模型参数均按表1和表2设置，模型有限元网格划分如图14所示。

4．2 结果对比

4．2．1 荷载－位移滞回曲线

图14 组合节点有限元模型Fig．14 Finitemodel of connections

三种节点形式的滞回曲线试验与模拟结果对比如图15所示。由图可见，有限元计算的滞回曲线与试验结果的总体趋势相同，两者的正反向卸载刚度以及刚度退化现象基本保持一致。整体来看，有限元数值计算的荷载－位移滞回曲线较真实的模拟出了试验滞回曲线的结果，试验曲线的塑性变形和耗能性能均得到了真实的反映。

同时，对比分析三种节点试验结果和有限元数值计算结果可知，在节点进入非线性阶段后，两者的吻合性较差，试验所得的滞回曲线有一定的捏缩现象，有限元计算的滞回曲线很饱满。后期的正反向峰值荷载相差10%左右。造成这一误差的原因主要在于以下几个方面：①试验中试件支座约束条件与有限元模型的边界条件存在误差。有限元计算时钢管混凝土格构柱上下端均假设为理想铰接，但实际试验加载过程中钢管混凝土格构柱的弯曲变形等致使柱上下端板产生转动变形，不一定为理想铰接。②有限元数值计算的本构模型较为理想，试验模型与此存在误差。③有限元计算中无法模拟钢箱梁上翼缘板与加强环交界焊缝的缺陷及撕裂等现象，会造成误差。④其他试验误差等因素的影响致使极限荷载试验值较有限元数值计算值减大。上述各因素致使试验和计算结果未能十分精确的吻合，但是与试验结果相比计算结果的最大偏差亦未超过10%。

图15 节点试验荷载位移曲线与模拟曲线对比Fig．15 Comparison of experimental and simulated curves

4．2．2 承载力

不同连接形式各节点的极限承载力试验值与有限元计算见表6，计算值与试验值二者的百分比值基本上在90%左右浮动。随着节点连接件构造的增强，极限承载力计算值的变化趋势与试验值也基本一致，正向极限承载力计算值逐渐增大，反向极限承载力计算值变化不大。

表6 组合节点极限荷载对比分析Tab．6 Com parison of experimental and simulated results

5 结 论

本文对三个钢管混凝土格构柱－组合箱梁组合节点进行了低周往复荷载作用下的试验研究，可得到以下结论：

（1）三种钢管混凝土格构柱－组合梁组合节点的破坏类型均表现为“强柱弱梁”的破坏类型，节点滞回曲线比较饱满，基本上呈现梭形，出现有轻微的捏缩现象，说明该类型的节点是一种良好的抗震结构节点。

（2）本次试验的三种节点形式，正向位移延性系数 μ＝3．31～3．98和反向位移延性系数 μ＝2．65～2．70，节点的延性能满足结构抗震设计要求。且随着节点连接件方式的加强，节点的屈服位移逐渐减小，节点承载能力逐渐增大。

（3）节点在低周往复荷载作用下，随着节点连接方式的加强，节点的环向刚度逐渐增大，且强度和刚度退化都比较明显，LJ－3节点的耗能指数和等效粘滞系数相对较好。

（4）抗震设计时，建议采用节点核心区采用横隔板形式的节点构造（即LJ－3节点形式），对节点横隔板的厚度取值建议按《钢结构设计规范》（GB50017－2003）中有关箱型截面梁受压翼缘板的设计要求选取，可以保证既不浪费工程材料又能保证不降低节点力学性能。

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