鋼管混凝土柱 - 鋼梁邊柱外加強環螺栓連接節點抗震性能

吳東平， 李 偉， 陳焰周， 許成祥， 李成玉

(1. 武漢科技大學 城市建設學院， 湖北 武漢 430065； 2. 中建三局第一建設工程有限責任公司， 湖北 武漢 430040； 3. 中南建筑設計院股份有限公司， 湖北 武漢 430071)

鋼管混凝土柱在高層結構中得到大量應用。外環板式節點剛度大、連接方便，是工程中較多采用的一種節點型式[1]。與鋼結構一樣，這種節點通常也是采用焊接或者栓焊混合連接的方法將鋼管混凝土柱與鋼梁(通過外環板及連接板)連接起來。然而多次震害表明，大量梁柱焊接節點處發生了脆性破壞；相關研究表明，鋼梁翼緣與外環板交界處存在嚴重應力集中，極易在此處導致環板的撕裂破壞或者焊縫破壞[2]。在這種背景下，研究人員開始了采用螺栓連接代替工地焊接，改善節點受力性能的相關研究。

Bagheri Sabbagh等[3]提出了兩種圓鋼管柱-鋼梁外環式螺栓連接節點模型，一種是將鋼梁伸入上下環板之間，通過螺栓將環板和鋼梁翼緣相連；另一種是梁翼緣與環板齊平，兩者通過連接件采用螺栓相連。Khador等[4]對采用帶豎肋中間削弱蓋板螺栓連接式節點進行了試驗研究。Quan[5]在此基礎上采用有限元方法對該連接做了進一步研究。Cui等[7]對6個鋼管混凝土柱 - 鋼梁圓形環板螺栓連接節點進行試驗研究。Tjahjanto等[6]對鋼梁伸入上下環板螺栓連接節點環板的受力性能進行了理論分析。

圖1 節點試件連接構造

課題組提出了一種鋼管混凝土鋼梁斜直邊外環板螺栓連接節點，已獲國家發明專利授權[8]。節點構造如圖1所示，在工廠將上下外環板及腹板連接板焊接在鋼管柱上，現場將H型鋼梁插入上下環板之間，H型鋼梁翼緣與上下外環板、H型鋼梁腹板與連接板均采用摩擦型高強度螺栓連接。這種連接的力學優點是，通過外環板外形的改變和螺栓群的分散傳力，能有效緩解外環板應力集中現象。課題組已經對其靜力受力性能進行了研究[9],本文對3個鋼管混凝土柱-鋼梁邊柱節點進行擬靜力加載試驗，研究H型鋼梁截面高度、外環板與H型鋼梁翼緣高強度螺栓連接處蓋板加設與否對節點抗震性能的影響。

1 試驗概況

1.1 試件設計

設計制作了3個鋼管混凝土柱-H型鋼梁外環板高強度螺栓連接邊柱節點試件，試件大樣如圖2所示，編號依次為CFST1，CFST2，CFST3，鋼管直徑為273 mm，厚度為11.2 mm，外環板構造細節如圖3所示，其他相關參數見表1。其中CFST1，CFST2兩個試件螺栓連接處加了蓋板，為了對比，試件CFST3沒有加蓋板。

圖2 試件大樣圖/mm

圖3 外環板構造細節

1.2 試驗材料

試件用鋼管、鋼梁、外環板及蓋板均為Q235B鋼材；高強度螺栓為10.9級大六角頭摩擦型高強螺栓；鋼管內灌注C40級混凝土，其標準立方體試塊實測抗壓強度平均值為45 MPa。材料的力學性能詳見文獻[9]。

1.3 試驗裝置

試件取框架邊節點反彎點模型，試驗加載裝置設計圖如圖4所示。圖5為試驗裝置照片。梁端加載點中心到柱中心距離為1000 mm，柱上端水平加載點中心到柱下端鉸支座軸心的距離為1700 mm。柱頂采用液壓千斤頂施加軸壓，柱軸壓比為0.16，軸壓為670 kN；采用電液伺服作動器施加水平荷載，加載過程采用位移控制，加載制度見圖6。在構件屈服之前，按照0.25Δy，0.5Δy加載，Δy為屈服位移，由水平靜推覆試驗獲得。當節點試件出現屈服后，按照等位移增量控制加載，每級加載循環兩次，直到節點試件承載力下降到極限承載力的85%或節點試件出現明顯破壞時停止。

表1 試件參數 mm

圖4 試驗加載裝置設計圖/mm

圖5 試驗裝置

圖6 加載制度

2 節點試驗現象及分析

2.1 試驗過程及破壞特征

試件CFST1循環加載從1.0Δy～2.0Δy的過程中，外環板和鋼梁翼緣之間發生滑動；循環加載至2.0Δy時，鋼梁腹板上翼緣高度方向出現弧形條紋，意味著腹板發生了塑性變形，注意到該腹板區域處于外環板范圍之外，如圖7a所示。循環加載至3.0Δy時，鋼梁腹板上豎向弧形條紋數量不斷增多，且仍然處于外環板范圍之外；與此同時，在外環板和蓋板范圍之外鋼梁翼緣也觀察到了明顯的橫向條紋；當加載到7.0Δy時，鋼梁下翼緣屈曲變形，該變形出現的位置也在環板范圍之外；在梁截面發生屈服后，還可觀察到鋼梁上下翼緣與外環板之間發生了相對滑移，如圖7b所示。

圖7 試件CFST1損傷現象

試件CFST2加載過程中試驗現象與試件CFST1相似。加載過程中，外環板螺栓孔變形較小，外環板損傷可以忽略，如圖8a所示。鋼梁翼緣上的螺栓孔在擠壓力作用下變形成長圓孔，距柱軸心最遠處的一排螺栓孔變形量最大(4 mm)，如圖8b所示。

圖8 試件CFST-2損傷現象

作為試件CFST1的對比，試件CFST3的幾何尺寸與之相同，但取消了在螺栓連接處的蓋板。由于螺栓連接處鋼梁翼緣沒有蓋板的限制作用，鋼梁翼緣屈曲變形延伸到螺栓孔處，如圖9a所示。另外還觀察到對應于最外排螺栓處的梁翼緣厚度變薄，表明該處發生了塑性變形，如圖9b所示。

圖9 試件CFST3損傷現象

2.2 試驗結果及分析

2.2.1 滯回曲線

以電液伺服控制系統讀取的柱頂水平荷載P及位移Δ建立三個試件的P-Δ滯回曲線，如圖10所示。三個試件在屈服后均出現滑移。與試件CFST1，CFST2相比，由于取消了梁翼緣上的蓋板，試件CFST3的滯回曲線捏縮滑移現象及承載力退化更明顯。

圖10 試驗P-Δ滯回曲線

2.2.2 節點骨架曲線及延性

根據試驗P-Δ滯回曲線分別提取三個試件的試驗骨架曲線，如圖11所示。試件CFST2較早出現滑移，其滑移階段、彈性階段、塑性強化階段有明顯的區分。試件CFST1和CFST3的尺寸相同，節點骨架曲線相似。根據試驗骨架曲線確定屈服荷載Py、峰值荷載Pm、破壞荷載Pu及其對應位移Δy，Δm，Δu。骨架曲線特征點及節點位移延性系數μ見表2。試件設計時鋼材按屈服強度235 N/mm2取值，界面摩擦系數按0.4取值，高強度螺栓預緊力分別取155 kN(10.9級M20)、100 kN(10.9級M16)。如表3所示，由此計算得到的節點螺栓群抗滑移彎矩均大于鋼梁的抗彎屈服彎矩，即預期鋼梁產生塑性鉸，而螺栓不滑動。但實測鋼梁翼緣屈服強度為281 N/mm2，界面摩擦系數為0.39，由此計算得到試件CFST1，CFST3的螺栓群抗滑移彎矩仍大于鋼梁抗彎彎矩，而試件CFST2的螺栓抗滑移彎矩卻小于鋼梁抗彎彎矩。這是因為試件CFST2在試驗中板件發生了明顯的滑移，而試件CFST1，CFST3無明顯滑移；也正是因為試件CFST2在試驗早期板件出現明顯滑移，構件屈服荷載、屈服位移提前出現，峰值荷載和破壞荷載延后出現，對應位移增大，延性系數較試件CFST1提高33%。從圖11中還可以看出，試件CFST3的骨架曲線要略低于試件CFST1的骨架曲線。從表2數據分析可知，試件CFST3數據均略低于試件CFST1，試件CFST3的延性μ值降低2%，這是因為試件CFST3無翼緣蓋板所致。

圖11 P-Δ骨架曲線

表2 P-Δ曲線特征點及延性

表3 節點部件及螺栓連接抗彎承載力

2.2.3 節點耗能能力

采用等效粘滯阻尼系數和能量耗散系數判別結構在地震中的耗能能力[10]，各試件耗能能力計算結果見表4。

三個試件的等效粘滯阻尼系數分別為0.320，0.355，0.283。表明節點有較好的耗能能力。試件CFST3的耗能系數較試件CFST1降低10.5%，再次說明設置翼緣蓋板的作用。CFST2的耗能系數較高，是因為試件在加載過程中發生了滑移，構件塑性損傷耗能之前，螺栓連接處的相對滑移耗能提高構件耗能能力。

表4 節點試件耗能能力

2.2.4 節點強度退化與剛度退化

節點同級荷載強度退化λ如圖12所示，在節點達到極限承載力，鋼梁屈服之后，才出現顯著同級荷載強度退化。

圖12 同級荷載強度退化

節點剛度退化采用同級變形下環線剛度K來衡量，節點剛度退化如圖13所示。隨著循環次數的增加，鋼梁塑性鉸不斷深入，累計塑性損傷不斷增加，連接鋼梁與外環板的高強度螺栓預緊力出現松弛，導致節點剛度逐漸降低。試件CFST2在柱端水平循環加載至2Δ之前，節點剛度退化較快，隨后剛度退化趨于緩和。

圖13 剛度退化

3 結 論

(1)試驗研究表明，外環板形狀合理，節點擬靜力加載過程中外環板上螺栓孔沒有變形，與鋼管混凝土柱焊縫完好，外環板幾乎無損傷。設置翼緣蓋板的試件梁塑性鉸出現在環板范圍以外的梁截面上，未設置翼緣蓋板的試件梁塑性鉸出現在最外排螺栓以外的梁截面上。

(2)三個試件等效粘滯阻尼系數分別為0.320，0.355，0.283，表明該種形式節點抗震耗能能力較好。在鋼梁翼緣與外環板螺栓連接處內側設置蓋板，可使梁端塑性鉸外移到環板范圍之外的梁截面上，有效提高節點耗能能力。

(3)在節點設計時需要考慮鋼梁材料的超強性，否則螺栓將過早發生滑移。