不同加載方向異形截面多腔鋼管混凝土分叉柱抗震性能試驗

武海鵬， 曹萬林， 董宏英， 殷 飛， 李翔宇

(1. 北京工業大學 城市與工程安全減災教育部重點實驗室，北京 100124； 2. 北京工業大學 力學博士后流動站，北京 100124)

異形截面多腔鋼管混凝土適應了超高層巨型框架結構的發展，滿足了建筑藝術設計和結構安全性的要求，近年來在標志性大型復雜超高層建筑中得到了廣泛應用[1-2]。在建的8度區最高建筑北京中國尊大廈為滿足建筑外輪廓及建筑功能需要，其異形截面多腔鋼管混凝土巨型柱在標高43.15 m處一分為二，形成分叉節點，加之外框筒環帶桁架弦桿和支撐桿在分叉節點交匯，受力十分復雜，節點核心區構造設計成為關鍵技術問題[3]。

異形截面鋼管混凝土柱包括常規的T形、L形、十字形鋼管混凝土柱和不規則截面多腔鋼管混凝土柱。前者有效避免了室內棱角凸出，提高了建筑使用面積，在住宅結構中得到了較多的應用，后者截面形狀不規則，內部構造復雜，一般針對特定的超高層巨型框架結構。目前，學者對常規異形截面鋼管混凝土柱進行了較多的研究，包括軸心受壓性能試驗、偏心受壓性能試驗、低周反復荷載試驗等，建立了相應的有限元分析模型和本構關系，進行了承載力計算，研究表明加勁肋、約束拉桿、內置鋼骨、分腔構造等均可改善其受力性能[4-8]。王偉等[9]依據實際工程，對矩形和圓形鋼管混凝土分叉柱節點受力性能進行了試驗研究。李正良等[10]對方鋼管混凝土分叉柱與鋼梁連接節點進行了低周反復荷載試驗研究，并與纖維桿元模型模擬的結果進行了比較。許成祥等[11-12]對T形、十字形鋼管混凝土柱-工字鋼梁框架節點抗震性能進行了試驗研究。周鵬等[13]對矩形鋼管混凝土異形柱-鋼梁框架節點進行了抗震性能試驗研究，柱截面包括T形、L形和十字形三種。武海鵬等[14-16]對不同構造的不規則五邊形、六邊形多腔鋼管混凝土巨型柱進行了試驗研究和有限元分析，研究表明，分腔構造、腔體內配筋、角部加強均可有效改善其受力性能。綜上研究主要針對常規異形截面鋼管混凝土柱及分叉柱的抗震性能，對不規則截面多腔鋼管混凝土分叉柱抗震性能研究相對不足。

本文以北京中國尊大廈異形截面多腔鋼管混凝土巨型分叉柱節點為原型，對5個不規則八邊形多腔鋼管混凝土巨型分叉柱模型試件進行低周反復荷載試驗研究，分析節點區構造和水平力作用方向變化對破壞特征、滯回特性、骨架曲線、承載能力、變形能力、耗能能力的影響。

1 試驗概況

1.1 試件設計

依據北京中國尊大廈巨型框架結構中異形截面多腔鋼管混凝土巨型分叉柱，設計了5個1/30縮尺的模型試件，主要考慮了加載方向和分叉節點構造兩個參數，試件編號分別為CFTC1-X，CFTC1-Y，CFTC1-Z，CFTC3-X，CFTC3-Y。其中，數字“1”代表基本型，即與原型截面構造相同，數字“3”代表分叉面下一層柱增加腔體的加強構造，以提高下柱在變截面處即分叉面處對上柱的約束能力；字母“X，Y，Z”分別代表水平力沿柱截面長軸方向、短軸方向和與長軸呈45°方向。

5個試件的上柱完全相同，由2 mm厚鋼板焊接成六邊形四腔體的截面形式，其縱向鋼板向下延伸，成為下柱的外鋼管鋼板及分腔鋼板，再在二者之間設置2 mm構造聯系鋼板，形成八邊形13腔體下柱。上柱及下柱各腔體內鋼板壁焊接截面為10 mm×2 mm豎向通長加勁肋，分叉面以上設置3層水平隔板，分叉面及以下也設置3層水平隔板，以提高縱向受力鋼板的穩定性及對混凝土的約束能力，各腔體中水平隔板截面尺寸為2 mm×10 mm。試件CFTC3-X，CFTC3-Y與試件CFTC1-X，CFTC1-Y，CFTC1-Z的區別在于，其在分叉面下一層鋼管腔體中增設分腔鋼板，形成八邊形20腔體的截面構造。各試件通過調整柱身與基礎、加載梁的角度，實現沿截面長軸、短軸方向和45°方向加載。各試件主要參數見表1，幾何尺寸及構造，如圖1所示。

圖1 試件幾何尺寸及構造Fig.1 Geometric dimensioning and construction of specimens

試件混凝土分兩批澆筑，首先澆筑上柱與下柱貫通腔體內混凝土，實測混凝土標準立方體(150 mm×150 mm×150 mm)抗壓強度平均值fcu,m為45.4 MPa，則混凝土軸心抗壓強度平均值fc,m=0.76fcu,m=34.5 MPa；然后澆筑下柱中間腔體內混凝土，實測混凝土標準立方體(150 mm×150 mm×150 mm)抗壓強度平均值fcu,m為51.7 MPa，則混凝土軸心抗壓強度平均值fc,m=0.76fcu,m=39.3 MPa。實測2.0 mm厚鋼板屈服強度為341.7 MPa，極限強度為463.8 MPa，彈性模量為2.02×105 MPa，延伸率為26.3%。

表1 試件主要參數

1.2加載方案與量測

試驗加載裝置由作動器、連接裝置、反力系統組成，見圖2。基礎由鋼壓梁及絲杠固定于試驗臺座上；水平作動器通過加載端頭連接到柱頭施加低周反復水平荷載；豎向千斤頂通過滾軸支座固定于反力梁向試件施加軸向壓力。

試驗時，首先施加軸向壓力900 kN，并控制其在試驗過程中保持不變；之后，在柱頭中部距基礎頂面1 070 mm高度處分級施加低周反復水平荷載。水平加載采用試件加載點位移計控制，初始每級荷載為0.25%位移角，循環2次；當試件位移角達2%后，每級荷載為0.5%位移角，循環2次；加載至正負兩向荷載下降至峰值荷載的85%以下或無法繼續安全加載后，認為試件破壞，停止加載。

試驗量測內容：水平荷載和豎向荷載、位移、以及關鍵位置的應變。在水平和豎向作動器端部設置有力傳感器；在距基礎頂面460 mm處(分叉面)、距基礎頂面920 mm處(上柱頂端)、距基礎頂面1 070 mm(加載點)處分別布置了位移計以測定不同位置分叉柱的變形，在基礎側面和端面布置了位移計監測其水平滑移和轉動，位移計布置如圖2(b)所示。

圖2 試驗加載裝置Fig.2 Test setup

2 試驗結果與分析

2.1 破壞特征

5個試件的破壞過程不盡相同，其中焊縫布置位置、水平力方向是影響試件破壞的主要因素。為便于描述試件損傷破壞過程，對鋼板進行編號，并對試件制作過程中的焊縫布置進行描述，如圖3所示，圖3中，由于模型試件尺寸較小，為便于水平隔板與各縱向鋼板焊接，部分外鋼管鋼板在水平隔板處斷開，為焊接連接而非整鋼板，但在受力較大的長軸方向兩端鋼板均為整鋼板。各試件的最終破壞形態，如圖4所示。

圖3 鋼板編號及焊縫位置Fig.3 Steel plate labels and welding seam arrangement

試件CFTC1-X，位移角不大于1%時，無明顯可見現象；1.25%位移角，受壓側鋼板ZB1，YB1，ZB8，YB8基礎頂面處輕微起鼓；1.75%位移角，起鼓變形由下向上發展，下柱下水平隔板附近、下柱上水平隔板附近、分叉面水平隔板附近均出現起鼓變形；2%位移角，鋼板YB10在下柱下水平隔板處焊縫邊緣輕微開裂；2.5%位移角，下柱下水平隔板上方、下方均嚴重起鼓變形，受拉側焊縫邊緣基本全部輕微開裂；3%位移角，鋼板ZB2，YB2，ZB7，YB7受拉時在下柱下水平隔板處由焊縫向加載方向遠端撕裂，試件承載力下降；4%位移角，受拉側鋼板幾乎在下柱下水平隔板處撕裂貫通，試件承載力急劇下降，停止加載。

試件CFTC3-X與試件CFTC1-X基本接近，由于分叉面下一層采用了增加腔體的方式進行加強，截面的抗彎剛度增大，變形減小，導致基礎頂面處鋼板起鼓相對較高，最終試件在下柱下水平隔板處鋼板撕裂貫通破壞。

試件CFTC1-Y與試件CFTC3-Y破壞過程基本接近，1.5%位移角，鋼板ZB9，YB9，ZB10，YB10下柱下水平隔板處焊縫邊緣輕微開裂；2.0%位移角，下柱下水平隔板處焊縫開裂貫通，基礎頂面明顯起鼓變形；2.5%位移角，下柱下水平隔板處，焊縫開裂導致相鄰鋼板ZB7，YB7，ZB2，YB2輕微撕裂，受壓時起鼓變形明顯；3.0%位移角，下柱下水平隔板處鋼板撕裂長度增加，起鼓變形增大；3.5%位移角，試件承載力急劇下降，試件破壞。

試件CFTC1-Z，1.5%位移角，鋼板YB9受拉時下柱下水平隔板處焊縫邊緣輕微開裂，鋼板ZB7受壓時下柱下水平隔板下方輕微起鼓；1.75%位移角，鋼板ZB8，YB2受壓時下柱下水平隔板下方起鼓，鋼板ZB10下柱下水平隔板處焊縫輕微開裂；2%位移角，加載軸遠端鋼板不斷起鼓，下柱下水平隔板處焊縫開裂延伸；2.5%位移角，鋼板YB2下柱下水平隔板處撕裂；3%位移角，鋼板ZB7下柱下水平隔板處撕裂；3%位移角，加載軸遠端鋼板下柱下水平隔板處鋼板撕裂延伸，試件承載力急劇下降，試件破壞。

圖4 破壞形態Fig.4 Failure features

2.2 滯回曲線與骨架曲線

試驗得到了各試件的水平荷載F-水平位移Δ(位移角θ)滯回曲線及相應的骨架曲線，見圖5。圖中F為水平作動器施加的荷載，Δ為加載點位移、上柱或下柱的層間水平位移，θ為相應的位移角；加載點位移為水平作動器高度處位移計所測得位移，相應位移角描述了整個試件的變形；上柱位移由上柱頂面處測得位移減分叉面測得位移計算所得，相應的位移角描述了上柱的獨立變形；下柱位移為分叉面位移計所測得位移，相應位移角描述了下柱的獨立變形。

由圖5可知：①各試件滯回曲線較為飽滿，無明顯的捏縮現象，上柱滯回曲線最飽滿、整體滯回曲線次之，下柱滯回曲線飽滿程度最低；②分叉面下一層多腔體構造加強試件CFTC3-X，CFTC3-Y較試件CFTC1-X，CFTC1-Y，滯回環包圍的面積較大，承載力略高，剛度較大，變形能力略有降低，但綜合耗能能力較強；③沿截面45°方向加載試件CFTC1-Z滯回環飽滿程度、承載力、耗能能力介于試件CFTC1-X和CFTC1-Y之間。

2.3 承載能力

實測所得各試件主要階段的試驗結果見表2。表2中：Fy為名義屈服荷載，由Park法[17]確定，Fp為峰值荷載，Δy為名義屈服位移，Δp為峰值荷載對應位移，Δu為荷載下降至峰值荷載85%時對應位移，θy=Δy/H，θp=Δp/H，θu=Δu/H為相應階段的位移角，H為加載點至基礎頂面距離，H=1 070 mm，μ=Δu/Δy為試件的延性系數。

由表2可知：①試件不同截面方向承載力有一定差異，長軸方向承載力最高，短軸方向最低，45°方向在二者之間，較短軸加載試件CFTC1-Y，長軸加載試件CFTC1-X、45°加載試件CFTC1-Z，屈服荷載均值分別提高了95.7%，46.6%，峰值荷載均值分別提高了92.5%，44.0%；②分叉面下一層多腔加強試件CFTC3-X，CFTC3-Y較試件CFTC1-X，CFTC1-Y，屈服荷載均值分別提高了1.3%，5.7%，峰值荷載分別提高了4.0%，5.0%，加強構造對試件承載力提升不明顯；③各試件的名義屈服荷載為峰值荷載的0.8倍左右。

圖5 F-Δ(θ)滯回曲線及骨架曲線Fig.5 F-Δ(θ)hysteretic loops and skeleton curves

試件編號加載方向名義屈服Fy/kN均值Δy/mmθy峰值Fp/kN均值Δp/mmθp極限(0.85Fp)Δu/mmθuFy/FpμCFTC1-X(+)252.2258.912.371/81306.6316.126.681/4034.161/300.8192.72(-)-265.6-14.06-325.6-26.79-37.78CFTC3-X(+)258.3262.39.561/93318.9328.826.251/4134.201/300.7983.12(-)-266.3-13.49-338.6-25.84-37.79CFTC1-Z(+)193.6193.911.371/93235.5236.425.941/4530.641/330.8202.82(-)-194.1-11.55-237.4-21.43-34.04CFTC1-Y(+)121.5132.310.141/82153.9164.221.521/4527.911/350.8062.34(-)-143.2-16.09-174.5-26.16-33.44CFTC3-Y(+)133.4139.910.121/91166.2172.421.501/5030.771/350.8122.59(-)-146.4-13.47-178.6-21.32-30.29

圖6 承載力退化系數位移角θ關系曲線Fig.6 Curves of strength degradation coefficient versus drift angle relationship

由圖6可知：①各試件均有一定的承載力退化現象，多腔加強試件承載力退化趨勢略為穩定；②各試件達峰值荷載對應位移角時，承載能力下降5%以內，最大彈塑性位移角時，承載能力下降約10%，往復荷載作用下的承載力退化不明顯。

2.4 變形能力

實測所得各試件名義屈服、峰值、極限時對應的加載點高度水平位移Δ和位移角θ及延性系數μ見表2。由實測不同高度處位移計算所得上柱、下柱在加載過程中的變形比例ηd，如圖7所示。圖7中，曲線以上部分為上柱變形部分、以下部分為下柱變形部分，橫坐標為試件整體位移角即由加載點位移計算所得位移角。

由表2可知：①試件名義屈服時，其位移角在1/93～1/81，達峰值荷載時，其位移角在1/50～1/40，荷載下降至85%峰值荷載時，其位移角在1/35～1/30，說明試件具有良好的彈塑性變形能力；②試件長軸方向變形能力最強、45°方向次之，短軸方向最弱，其中，試件CFTC1-X，CFTC3-X較試件CFTC1-Y，CFTC3-Y，屈服位移角均值接近，但最大彈塑性位移角分別高17.3%，17.9%；③下柱加強層多腔加強試件CFTC3-X，CFTC3-Y較試件CFTC1-X，CFTC1-Y，屈服位移角均值分別低12.8%，10.1%，峰值荷載對應位移角低2.6%，10.2%，但最大彈塑性位移角接近，說明下柱節點核心區多腔體構造較好的協調了上下柱的應力分布，不僅提高了試件的剛度，也保證了試件的彈塑性變形能力；④各試件的延性系數為2.34～3.12，截面長軸方向延性最好，45°次之，短軸方向略差。

圖7 上柱、下柱變形比例ηd-位移角θ關系曲線Fig.7 Curves of deformation proportion between upper column and lower columns versus drift ratio (ηd-θ) relationship

由圖7可知：①各試件的上、下柱變形比例總體上較為穩定，下柱變形約占總變形的30%～40%；②截面長軸方向下柱變形比例略高，截面45°方向次之，截面短軸方向略低；③同一水平位移往復加載時，第2循環加載與第1循環加載的上、下柱變形比例基本一致。

2.5 耗能能力

由于各試件的加載歷程存在微小差異，采用累積耗能易引入相應誤差，故采用平均滯回耗能Ea-位移角θ關系曲線描述試件的耗能性能，如圖8所示。平均滯回耗能表示某級位移加載循環1次的滯回耗能值，由該級位移多次加載循環的滯回耗能總和除以加載循環次數所得，其中各加載循環的滯回耗能由相應的荷載-位移滯回曲線包圍的面積計算得到。每級荷載下每一循環正負兩向的平均等效黏滯阻尼系數he-位移角θ關系曲線，如圖9所示。每級荷載下每一循環正負兩向上、下柱耗能比例ηe-位移角θ關系曲線，如圖10所示。圖10中，上、下柱耗能由水平荷載對其各自的凈位移積分所得。

圖8 平均滯回耗能Ea-位移角θ關系曲線Fig.8 Curves of average hysteretic energy dissipation versus drift ratio (Ea-θ) relationship

圖9 平均等效黏滯阻尼系數-位移角(he-θ)關系曲線Fig.9 Curves of equivalent viscous damping coefficient versus drift ratio (he-θ) relationship

圖10 上、下柱耗能比例ηe-位移角θ關系曲線Fig.10 Curves of energy dissipation proportion between upper column and lower columns versus drift ratio (ηe-θ) relationship

由圖8和圖9可知：①各試件的平均滯回耗能、等效黏滯阻尼系數均隨加載位移角的增大而增大，并且增大的速度也加快，約超過2.5%位移角后，增大的速度減慢，這與加載過程中試件塑性變形相關；②各試件截面長軸方向耗能較多、45°次之，短軸方向最少；③分叉節點核心區下柱下一層多腔加強構造試件較非加強試件耗能較多，沿截面短軸加載試件更為明顯，這是由于節點核心區加強后，上下柱內力傳遞更加平穩，同位移角下的塑性變形發展更為充分；④各試件的等效黏滯阻尼系數，在加載初期第1循環數值>第2循環，在加載后期第1循環數值<第2循環，說明累積損傷在不同階段對試件耗能性能有一定影響。

由圖10可知：①各試件的下柱耗能比例總體表現為加載初期較高，隨著加載位移的增大而逐漸較低；②加載初期，試件CFTC1-X，CFTC3-X下柱耗能比例約為50%，試件CFTC1-Z，試件CFTC1-Y，CFTC3-Y下柱耗能比例約40%，加載中后期，各試件下柱耗能比例區域一致約30%～40%；③各試件每級荷載下第1循環與第2循環的上、下柱耗能比例基本一致。

3 結 論

通過對5個不同加載方向、不同節點核心區構造試件的低周反復荷載試驗研究，得到了各試件的破壞特征、滯回特性、承載力、變形能力和耗能能力結果，主要結論如下：

(1) 不同加載方向的異形截面多腔鋼管混凝土分叉柱的主要破壞發生在下柱下水平隔板處，表現為焊縫邊緣開裂并延伸引起的鋼板撕裂，累積損傷下，焊縫布置位置引導了試件的破壞。

(2) 各試件的水平力-位移角滯回曲線較為飽滿，無明顯的捏攏現象；截面長軸方向承載力高、剛度大、變形能力好、綜合耗能能力強，截面短軸方向較弱，截面45°方向介于二者之間；節點核心區下柱多腔構造加強試件較普通試件承載力略高，變形能力略有降低，剛度明顯提高，綜合耗能能力小幅度提高。

(3) 各試件承載力退化不明顯，峰值荷載對應位移角承載力下降5%左右，最大彈塑性位移角，承載力下降10%左右。

(4) 試件的變形及耗能主要發生在上柱部分，并隨著加載的進行趨于穩定，分別均為60%～70%。

(5) 試件屈服位移角為1/93～1/81，峰值荷載時對應位移角為1/50～1/40，最大彈塑性位移角為1/35～1/30，具有良好的彈塑性變形能力，可用于超高層巨型框架結構抗震設計。