WCFT柱-鋼梁節點抗震性能試驗研究

黃育琪，郝際平,2，樊春雷，薛 強，王立軍，孫曉嶺，劉瀚超

(1.西安建筑科技大學土木工程學院，陜西，西安710055；2.西安建筑科技大學結構與抗震教育部重點實驗室，陜西，西安710055；3.華誠博遠工程技術集團，北京100052)

鋼管混凝土柱具有承載力和剛度大、經濟性優、便于施工等特性，在冶金、電力及建筑諸多行業獲得廣泛運用[1?2]。在鋼管混凝土柱和鋼梁連接節點形式中，內隔板式連接節點[3?5]、隔板貫通式連接節點[6?7]和外加強環板式連接節點[8?9]具有較好的經濟性和抗震性能。《鋼管混凝土結構技術規范》[10]和《矩形鋼管混凝土結構技術規程》[11]將隔板式及外加強環板式連接節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。為解決在室內凸出柱的問題，西安建筑科技大學郝際平等[12?16]提出在多高層鋼結構建筑中，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-鋼梁節點采用隔板式連接不利于內部混凝土澆灌，且內隔板加工復雜容易出現焊接損傷缺陷[17]，而外環板式節點局部環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 柱與鋼梁連接的側板式節點，進行了一組WCFT 柱強軸方向與鋼梁側板式節點足尺試件的雙向等幅低周往復加載試驗，研究節點的破壞形態、滯回性能、耗能能力和延性性能等，旨在為WCFT柱-鋼梁側板式節點在實際工程中的設計和運用提供參考。

1 WCFT柱-鋼梁節點設計

結合重慶市某裝配式鋼結構住宅項目，本文選取框架結構的中柱節點作為研究對象。依據《鋼結構設計標準》[18]和《建筑抗震設計規范》[19]，在滿足“強柱弱梁”的設計要求下，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。

側板式節點構成如圖2所示：鋼梁翼緣高度上下一定范圍內，WCFT 柱腹板方向設置內嵌式側板，側板沿鋼梁長度方向外伸形成懸臂段，鋼梁翼緣側面與側板外伸懸臂段焊接，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 形鋼梁側板式節點Fig.2 Side-plate joint of WCFTColumn-H shape steel beam

2 試驗概況

2.1 試件設計

本文共制作3個十字型側板式節點足尺試件。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；節點每側鋼梁長度1.6 m，采用焊接H形鋼截面H400 mm×180 mm×8 mm×14 mm，節點區柱截面尺寸及側板外伸尺寸列于表1；鋼材材料均為Q235B；WCFT柱內填充C25級商品細石混凝土，施工時由柱頂預留孔灌入。

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

結合試驗室裝置條件，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的恒定豎向荷載，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]的規定進行材性試驗，試驗主要結果平均值列于表2。根據《普通混凝土力學性能試驗方法標準》[21]規定，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《混凝土結構設計規范》[22]規定的公式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定豎向荷載，然后在柱頂施加低周水平往復荷載。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1次，位移控制階段各級位移往復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 試驗現象及破壞形態

3.1 試件現象

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

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

JD-2在彈性加載階段，未出現明顯現象。在加載達到40 mm 循環過程時，荷載-位移曲線出現了輕微拐點，且部分鋼梁翼緣應變片數據已到達屈服應變值，由此判定試件進入塑性狀態。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)循環過程中，第1圈拉至60 mm 時鋼梁翼緣和腹板均無明顯現象，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 時東南角柱壁與側板連接處下側焊縫開裂，且裂縫迅速開展，開裂長度達到15 cm，停止試驗，破壞形態如圖7所示。

圖7 JD-2最終破壞形態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)循環過程中，柱和側板均無現象出現，但西北角梁上翼緣、東南角梁下翼緣與側板連接處焊縫開裂，并迅速開展，且柱頂水平荷載無法繼續維持，試驗停止，破壞形態如圖8所示。

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

在三個試件停止加載后，將核心區柱腹板和柱翼緣板切開，發現所有試件的核心區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 核心區混凝土最終狀態Fig.9 Final status of core concrete

3.2 破壞形態

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

相比JD-1，JD-2節點核心區柱翼緣板外伸，柱腹板與外伸側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明顯現象，進入1.5倍屈服位移循環加載過程后，外伸側板與柱翼緣板間的焊縫開裂，且裂縫迅速開展，JD-2節點隨后失去承載力。JD-1和JD-3節點核心區柱腹板和外伸側板加工為完整板件，兩者區別在于JD-3側板外伸段長度為JD-1長度的80%。JD-3在彈性階段沒有出現明顯現象，進入1.5倍屈服位移循環加載過程后，梁端受拉翼緣與側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維持，JD-3發生破壞。

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

4 試驗結果及分析

4.1 滯回曲線

滯回曲線可反應結構抗震性能各項指標，通過對往復荷載作用下柱頂位移及荷載的監測，得到圖10所示的荷載-位移滯回曲線。根據圖10可得：

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

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

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。

根據圖11和表3可以得到：

1)所有節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個試件節點骨架曲線斜率非常接近。這表明三個側板式節點試件初始剛度基本一致；與JD-1和JD-3相比，JD-2節點核心區柱翼緣板外伸，柱腹板與外伸側板在柱翼緣位置斷開，外伸側板通過坡口焊與柱翼緣板焊接，JD-3側板外伸段長度為JD-1長度的80%，說明側板外伸長度和側板與柱腹板的連接方式對側板式節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亦進入了節點的屈服階段，但未有效發揮鋼材的應變硬化潛能。

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

表3 主要試驗結果Table3 Main test results

4.3 變形能力和耗能分析

文獻[19]規定：對多層、高層鋼結構彈塑性層間位移角限值為1/50，由表3中數據可知，JD-1極限位移對應的層間位移角為1/22，超過規定限值的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。

節點延性亦是體現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生破壞，試件喪失繼續承載的能力，呈現脆性破壞的特征。根據表3 數據計算得到，JD-1位移延性系數為3.02，說明合理設計的側板式節點試件延性較好。

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

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

4.4 剛度退化

為了進一步研究荷載-位移曲線變化規律，本文選用峰值剛度Ki來判斷結構在累計損傷的影響下剛度退化情況，其計算方法見式(1)。節點試件各循環級的峰值剛度退化曲線如圖13所示，橫軸為各循環加載級的位移，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的耗能能力較為穩定。

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

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

4.5 節點域應變分析

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

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

5 節點受力機理

5.1 節點破壞模式分析

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

式中：Mcfy為節點核心區柱翼緣側屈服彎矩；fy為鋼材屈服強度；tbf為鋼梁翼緣厚度；bcf為柱翼緣側截面寬度；tcw為柱腹板側厚度；tcf為柱翼緣側厚度。

圖15 側板式連接節點內力圖Fig.15 Internal force diagram of side-plate joint

單側鋼梁由翼緣部分傳遞的梁端彎矩值Mbf為：

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

式中：Ls為超出柱翼緣部分的側板外伸長度，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)適用于核心區柱腹板和外伸側板加工為完整板件的節點形式；式(6c)適用于核心區柱腹板與外伸側板在柱翼緣位置斷開，采用坡口焊與柱翼緣板焊接的節點形式。

5.2 試驗對比分析

結合5.1節理論分析，可得到JD-1～JD-3試件的強度比及預測破壞模式列于表4。對比三個試件的試驗現象，表4中的預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，結合表4和表5還可以發現，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 結論

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

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

(2)發生破壞模式Ⅰ的側板式節點試件在距離柱翼緣邊0.8倍～1.0倍梁高的區域形成典型梁端塑性鉸，節點域處于彈性階段，節點位移延性系數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0.47，節點試件表現出較好的變形能力和耗能性能。

(3)發生破壞模式Ⅱ和破壞模式Ⅲ的側板式節點試件在屈服后位移加載的第一級循環荷載下發生破壞，未充分發展塑性變形，滯回環總面積小，節點試件呈現脆性破壞的特征。

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

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