王 清 湘， 劉 士 潤， 司 炳 君， 王 剛

（大連理工大學(xué) 海岸和近海工程國家重點(diǎn)實(shí)驗(yàn)室，遼寧 大連 116024）

0 引 言

隨著鋼管混凝土結(jié)構(gòu)在工程上的廣泛應(yīng)用[1]，鋼管混凝土結(jié)構(gòu)的節(jié)點(diǎn)作為連接構(gòu)件的關(guān)鍵部位越來越受到關(guān)注.從連接形式上分，圓鋼管混凝土柱－鋼梁節(jié)點(diǎn)主要分為兩大類：一類是外部連接節(jié)點(diǎn)；一類是內(nèi)部連接節(jié)點(diǎn).外部連接節(jié)點(diǎn)是在鋼梁翼緣的對應(yīng)位置設(shè)置上下加強(qiáng)環(huán)來傳遞梁端彎矩，主要形式是外加強(qiáng)環(huán)式節(jié)點(diǎn)；內(nèi)部連接節(jié)點(diǎn)主要是指在鋼管混凝土內(nèi)部設(shè)置穿心構(gòu)件（如鋼筋、鋼梁、腹板、鉚釘?shù)龋?，直接把全部或部分?nèi)力傳遞給鋼管內(nèi)部的核心混凝土.現(xiàn)行的鋼管混凝土規(guī)程[2、3]只介紹了一種圓鋼管混凝土柱－鋼梁節(jié)點(diǎn)連接形式，即外加強(qiáng)環(huán)式節(jié)點(diǎn).關(guān)于該類節(jié)點(diǎn)的研究已很成熟，應(yīng)用十分廣泛，但外加強(qiáng)環(huán)式節(jié)點(diǎn)加工較困難，用鋼量大，成本高.目前，國內(nèi)關(guān)于圓鋼管混凝土柱－鋼梁節(jié)點(diǎn)其他的連接形式研究還較少.國外一些學(xué)者[4、5]對其他的連接形式進(jìn)行了試驗(yàn)和理論方面的研究，節(jié)點(diǎn)形式包括預(yù)埋焊接變形鋼筋式節(jié)點(diǎn)、內(nèi)埋鉚釘式節(jié)點(diǎn)、穿心腹板加內(nèi)埋鉚釘式節(jié)點(diǎn)、穿心鋼梁式節(jié)點(diǎn)等.

本文研究的圓鋼管混凝土柱－穿筋連接鋼梁節(jié)點(diǎn)屬于內(nèi)部連接節(jié)點(diǎn).通過低周反復(fù)荷載作用下圓鋼管混凝土柱－穿筋連接鋼梁節(jié)點(diǎn)試驗(yàn)，研究這種節(jié)點(diǎn)的受力性能.

1 試件設(shè)計(jì)

本文研究的圓鋼管混凝土柱－穿筋連接鋼梁節(jié)點(diǎn)主要構(gòu)造是首先在鋼管上開孔，然后將連接牛腿焊接在鋼管上，最后穿筋并與連接牛腿的翼緣焊接，穿透鋼筋與鋼管圍焊（此部分加工可以在工廠完成，焊接質(zhì)量可以得到保證）；然后鋼梁與連接牛腿在現(xiàn)場進(jìn)行連接，其中連接牛腿的腹板與鋼梁腹板采用高強(qiáng)螺栓連接，連接牛腿的翼緣與鋼梁翼緣采用對接焊縫焊接.該節(jié)點(diǎn)具有構(gòu)造簡單、傳力明確、節(jié)約鋼材和施工方便的特點(diǎn).

共設(shè)計(jì)8個試件.其中試件cs－1、cs－2、cs－4、cs－5為工字鋼梁－穿筋節(jié)點(diǎn)，如圖1所示；試件cs－3和cs－6為箱梁－穿筋節(jié)點(diǎn)，采用在工字鋼腹板兩側(cè)焊接鋼板的箱梁.cs－3和cs－6除選用箱梁外，其他配置分別與cs－4和cs－5完全相同；試件csd1和cs－d2為焊接箱梁節(jié)點(diǎn)，箱梁直接焊在鋼管壁上，均未設(shè)置節(jié)點(diǎn)鋼筋，選用的箱梁分別與試件cs－3和cs－6的箱梁相同.連接牛腿翼緣與工字鋼翼緣采用對接焊縫，其余焊縫均采用8～10mm的角焊縫焊接.鋼管尺寸為219×4.5；鋼材的屈服強(qiáng)度和極限強(qiáng)度如表1所示，鋼管內(nèi)核心混凝土的立方體抗壓強(qiáng)度為70.8MPa.

圖1 試件Fig.1 Specimens

表1 鋼材材料參數(shù)Tab.1 Parameters of the steel

2 測量儀器布置及加載方式

加載前，在兩側(cè)梁端布置位移計(jì)和荷載傳感器，測量位移和荷載；在節(jié)點(diǎn)鋼筋和鋼管上粘貼應(yīng)變片，測量鋼筋和鋼管的應(yīng)變；在梁柱夾角處放置自制的夾式引伸儀，測量梁柱夾角.試驗(yàn)全程用IMC數(shù)據(jù)采集系統(tǒng)連續(xù)采集各測點(diǎn)的荷載、位移、應(yīng)變等.

試驗(yàn)加載方式如圖1所示，首先在柱頂施加軸壓力，然后在兩側(cè)梁端同時施加反對稱荷載.整個試驗(yàn)過程保持軸壓恒定.試件cs－1、cs－2、cs－4、cs－5、cs－6采用荷載和位移聯(lián)合控制的加載方式.根據(jù)梁端荷載－位移關(guān)系曲線，在鋼梁受彎屈服前采用荷載控制，每個荷載等級循環(huán)1次；屈服后用位移控制，位移以屈服位移的倍數(shù)遞增，每個位移等級循環(huán)3次，直到試件破壞.由于兩側(cè)鋼梁不可能同時屈服，選擇首先屈服一側(cè)鋼梁的屈服位移作為控制位移，并以該側(cè)鋼梁梁端荷載－位移關(guān)系曲線控制屈服后的加載過程.試件cs－3在達(dá)到極限荷載之前采用荷載控制，之后采用位移控制的加載方式.試件cs－d1、cs－d2采用荷載控制的加載方式.

表2列出了部分試驗(yàn)結(jié)果.其中θy為節(jié)點(diǎn)連接處彎矩－轉(zhuǎn)角曲線上屈服點(diǎn)的轉(zhuǎn)角；Pθ為節(jié)點(diǎn)連接處彎矩－轉(zhuǎn)角曲線上屈服點(diǎn)的梁端荷載；δy為梁端荷載－位移曲線出現(xiàn)屈服時的梁端位移；Py為梁端荷載－位移曲線上屈服點(diǎn)的梁端荷載；δmax為梁端荷載達(dá)到極限時的梁端位移；Pmax為梁端極限荷載；δult為梁端荷載下降到極限荷載的85%時的梁端位移；μΔ為位移延性系數(shù)，μΔ＝δult/δy；N為軸壓力；E為試件的總耗能.破壞形態(tài)（1）代表鋼梁翼緣壓屈；（2）代表鋼管管壁撕裂，節(jié)點(diǎn)剪切破壞；（3）代表鋼管管壁撕裂.

表2 低周反復(fù)荷載作用下節(jié)點(diǎn)的試驗(yàn)結(jié)果Tab.2 Experimental results of joints under low cyclic loading

3 試驗(yàn)現(xiàn)象及分析

梁端位移由梁自身（含連接牛腿）、柱子和節(jié)點(diǎn)核心區(qū)的變形3部分組成[6]，所以梁端荷載－位移滯回曲線能反映試件整體及其組成部分的力學(xué)性能.結(jié)合梁端荷載－位移滯回曲線，對各試件的破壞位置和形態(tài)進(jìn)行分析.

3.1 工字鋼梁－穿筋節(jié)點(diǎn)的破壞位置和形態(tài)

試件cs－1、cs－2、cs－4和cs－5破壞位置和破壞形態(tài)相似，都是在梁端荷載達(dá)到鋼梁受彎屈服荷載，鋼梁受壓翼緣被壓屈，同時鋼梁產(chǎn)生平面外位移（鋼梁未設(shè)側(cè)向支撐）.下面以試件cs－1為例進(jìn)行介紹.試件cs－1梁端荷載－位移滯回曲線如圖2所示.

圖2 試件cs－1梁端荷載－位移滯回曲線Fig.2 Load－deflection hysteretic curve of beam end for Specimen cs－1

當(dāng)試件cs－1梁端荷載達(dá)到66.84kN，梁端位移為10.31mm時，右側(cè)鋼梁受壓翼緣受壓屈服.鋼梁屈服后，隨著梁端位移和荷載的增大，鋼梁平面外位移顯著增大.最后因右側(cè)鋼梁翼緣受壓屈曲嚴(yán)重、梁端平面外位移過大停止加載.至加載結(jié)束，梁端荷載未降至極限荷載的85%.卸載后，右側(cè)鋼梁仍保持較大的殘余變形，如圖3所示.

圖3 試件cs－1右側(cè)鋼梁下翼緣壓屈Fig.3 Specimen cs－1：bottom flange buckling of right steel beam

3.2 箱梁－穿筋節(jié)點(diǎn)的破壞位置和形態(tài)

3.2.1 試件cs－3 試件cs－3的加載方式是在梁端荷載達(dá)到極限荷載之前采用荷載控制，分別在20，40，…，120，130，139.15kN（極限荷載）各循環(huán)1次，以后用位移控制加載過程，每個位移等級循環(huán)3次.試件cs－3梁端荷載－位移滯回曲線如圖4所示.

圖4 試件cs－3梁端荷載－位移滯回曲線Fig.4 Load－deflection hysteretic curve of beam end for Specimen cs－3

當(dāng)梁端荷載達(dá)到110.45kN，梁端位移為14.38mm時，梁端荷載－位移滯回曲線出現(xiàn)屈服.當(dāng)荷載達(dá)到139.15kN（極限荷載），梁端位移為29.64mm（2.1δy）時，受拉節(jié)點(diǎn)鋼筋變形急劇增大，右側(cè)連接牛腿上部的受拉翼緣角部鋼管壁沿豎向開裂，受拉節(jié)點(diǎn)鋼筋與鋼管焊縫處的鋼管壁開裂.為了確定試件cs－3的極限承載力連續(xù)加載，但荷載并未增大，梁端位移卻持續(xù)增加，卸載時梁端荷載降為138.58kN，梁端位移達(dá)到37.94mm，梁端荷載－位移滯回曲線的水平段長達(dá)8.30mm.此時連接牛腿翼緣角部及節(jié)點(diǎn)鋼筋外圍焊縫處的鋼管壁被拉斷，兩個節(jié)點(diǎn)鋼筋之間的鋼管壁未被拉斷，受拉牛腿翼緣角部鋼管豎向裂縫開展很大，分別向上下擴(kuò)展約30mm，如圖5所示.此后梁端荷載顯著下降，可認(rèn)定節(jié)點(diǎn)破壞.當(dāng)鋼管被撕裂時，節(jié)點(diǎn)連接處的抗彎承載力只是略有下降，表明節(jié)點(diǎn)鋼筋對節(jié)點(diǎn)連接處的抗彎能力發(fā)揮了重要作用.

圖5 試件cs－3鋼管壁撕裂Fig.5 Specimen cs－3：steel tube tearing

在此后的加載循環(huán)中，隨著位移等級的增大和循環(huán)次數(shù)的增加，連接牛腿受拉翼緣角部的豎向裂縫不斷向上下開展.連接牛腿受拉翼緣角部水平裂縫基本未向中間擴(kuò)展.在梁端荷載達(dá)到極限荷載以后只完成了5個加載循環(huán)即結(jié)束試驗(yàn)，梁端荷載下降較大.此5個加載循環(huán)的最大正向荷載為106.62kN，最大負(fù)向荷載為－115.02kN.由于荷載下降，循環(huán)次數(shù)少，對節(jié)點(diǎn)核心混凝土的損傷程度減輕，對鋼管混凝土柱的軸向承載力影響小，試驗(yàn)過程中軸向荷載的波動幅度較小.至試驗(yàn)結(jié)束時節(jié)點(diǎn)上下的鋼管壁未出現(xiàn)明顯的向外鼓脹.

將節(jié)點(diǎn)處鋼管割掉后，發(fā)現(xiàn)節(jié)點(diǎn)處的核心混凝土表面布滿均勻的斜裂縫，并沒有出現(xiàn)剪切主裂縫.核心混凝土已完全被剪酥，輕輕敲擊后散落.

3.2.2 試件cs－6 試件cs－6梁端荷載－位移滯回曲線如圖6所示.當(dāng)梁端荷載達(dá)到120.91kN，梁端位移為15.50mm時，梁端荷載－位移曲線出現(xiàn)屈服.當(dāng)梁端荷載達(dá)到149.08kN（極限荷載），梁端位移為30.11mm（1.9δy）時，受拉節(jié)點(diǎn)鋼筋變形急劇增大，右側(cè)連接牛腿上部的受拉翼緣角部鋼管壁沿豎向開裂，受拉節(jié)點(diǎn)鋼筋與鋼管焊縫處的鋼管壁開裂.

圖6 試件cs－6梁端荷載－位移滯回曲線Fig.6 Load－deflection hysteretic curve of beam end for Specimen cs－6

在此后的加載循環(huán)中，隨著位移等級的增大和循環(huán)次數(shù)的增加，鋼管壁的豎向和水平撕裂裂縫不斷擴(kuò)展.當(dāng)梁端荷載降為136.11kN，梁端位移為40.79mm（2.6δy）時，連接牛腿受拉翼緣角部鋼管壁的水平裂縫向中間擴(kuò)展，上翼緣頂部和下翼緣底部的鋼管壁被撕斷，角部豎向裂縫分別向上下擴(kuò)展10～20mm，鋼管徑向變形增大，核心混凝土向外鼓脹；當(dāng)梁端荷載降為112.47kN，梁端位移為59.12mm（3.8δy）時，連接牛腿受拉翼緣角部豎向裂縫繼續(xù)發(fā)展，連接牛腿翼緣角部最長的裂縫在受拉翼緣上下的長度分別約為60 mm和80mm，節(jié)點(diǎn)上下的鋼管壁被壓曲，外鼓10～15mm，節(jié)點(diǎn)發(fā)生嚴(yán)重的剪切變形，受壓區(qū)混凝土被壓碎，如圖7所示.同時柱頂豎向位移增大，軸向荷載下降，隨即補(bǔ)加荷載，柱子尚能承受原來的1 200kN軸向荷載.

將節(jié)點(diǎn)處鋼管割掉后，發(fā)現(xiàn)節(jié)點(diǎn)處的核心混凝土表面布滿均勻的斜裂縫，并沒有出現(xiàn)剪切主裂縫，核心混凝土已完全被剪酥，輕輕敲擊后即散落.

圖7 試件cs－6鋼管壁撕裂，受壓區(qū)混凝土被壓碎Fig.7 Specimen cs－6：steel tube tearing and core concrete crushing

3.3 焊接箱梁節(jié)點(diǎn)的破壞位置和形態(tài)

3.3.1 試件cs－d1 試件cs－d1采用荷載控制的加載方式，分別在5，10，…，40，45kN各循環(huán)1次.試件cs－d1梁端荷載－位移滯回曲線如圖8所示.當(dāng)梁端荷載達(dá)到極限荷載46.94kN，梁端位移為11.64mm時，右側(cè)連接牛腿上部受拉翼緣角部鋼管壁沿豎向開裂.

圖8 試件cs－d1梁端荷載－位移滯回曲線Fig.8 Load－deflection hysteretic curve of beam end for Specimen cs－d1

此后持續(xù)加載，梁端變形增大，連接牛腿上部受拉翼緣角部鋼管壁沿豎向開裂裂縫開展較快，梁端荷載下降.當(dāng)梁端荷載降為41.18kN，梁端位移為33.45mm時卸載，此時受拉翼緣角部鋼管壁豎向開裂裂縫向上擴(kuò)展約15mm，向下擴(kuò)展約25mm，如圖9所示.然后擬在梁端施加－50 kN的荷載，但梁端荷載達(dá)到－49.36kN，梁端位移為－9.21mm時，右側(cè)連接牛腿下部受拉翼緣角部鋼管壁沿豎向開裂；當(dāng)荷載達(dá)到極限荷載－51.60kN，梁端位移為－20.74mm時，豎向裂縫長約20mm；持續(xù)加載，隨著梁端變形的加大，豎向撕裂裂縫變長，梁端荷載下降.當(dāng)梁端荷載降為－49.93kN，梁端位移為－42.24mm時卸載，此時受拉翼緣角部鋼管壁豎向裂縫向上擴(kuò)展約30mm，向下擴(kuò)展約30mm.至加載結(jié)束，連接牛腿受拉翼緣處鋼管壁未出現(xiàn)水平撕裂裂縫.

圖9 試件cs－d1鋼管壁撕裂Fig.9 Specimen cs－d1：steel tube tearing

3.3.2 試件cs－d2 試件cs－d2采用荷載控制的加載方式，分別在5，10，…，50，55kN各循環(huán)1次.試件cs－d2梁端荷載－位移滯回曲線如圖10所示.

圖10 試件cs－d2梁端荷載－位移滯回曲線Fig.10 Load－deflection hysteretic curve of beam end for Specimen cs－d2

當(dāng)梁端荷載達(dá)到極限荷載55.11kN，梁端位移為10.43mm時，左側(cè)連接牛腿下部受拉翼緣角部鋼管壁沿豎向開裂.持續(xù)加載，隨著梁端變形的加大，豎向開裂裂縫開展較快，梁端荷載下降.當(dāng)梁端荷載降為53.93kN，梁端位移為22.45 mm時卸載，此時豎向撕裂裂縫向上擴(kuò)展約10 mm.然后擬在梁端施加－60kN的荷載，當(dāng)梁端荷載達(dá)到－57.62kN時，梁端位移為－25.03 mm，左側(cè)連接牛腿上部受拉翼緣角部鋼管壁沿豎向開裂，裂縫在受拉翼緣上下分別長約25mm和20mm.持續(xù)加載，隨著梁端變形的加大，豎向撕裂裂縫不斷擴(kuò)展，梁端荷載下降.當(dāng)梁端荷載降為－46.24kN，梁端位移為－60.08mm時，豎向撕裂裂縫在受拉翼緣上下分別長約55mm和80 mm.同時連接牛腿上部受拉翼緣處鋼管沿水平開裂；當(dāng)梁端荷載降為－40.79kN，梁端位移為－80.08mm時，豎向撕裂裂縫在受拉翼緣上下分別長約60mm和100mm.左側(cè)連接牛腿上翼緣處鋼管壁被平齊拉斷，如圖11所示.

圖11 試件cs－d2鋼管壁撕裂Fig.11 Specimen cs－d2：steel tube tearing

4 試驗(yàn)結(jié)果及分析

4.1 節(jié)點(diǎn)抗彎承載力的影響因素

節(jié)點(diǎn)連接處的抗彎承載力與節(jié)點(diǎn)鋼筋的強(qiáng)度、截面積和分布位置，鋼管的強(qiáng)度、壁厚，軸壓力及節(jié)點(diǎn)鋼筋的錨固等因素有關(guān).本文主要研究節(jié)點(diǎn)鋼筋的截面積、分布位置和軸壓力對節(jié)點(diǎn)連接處抗彎承載力的影響.

由各試件節(jié)點(diǎn)連接處發(fā)生屈服時的梁端荷載（如表2所示），可以看出設(shè)置節(jié)點(diǎn)鋼筋的試件cs－1～cs－6與未設(shè)置節(jié)點(diǎn)鋼筋的試件cs－d1和cs－d2相比具有較高的抗彎能力.設(shè)置節(jié)點(diǎn)鋼筋能顯著提高鋼梁與鋼管直接焊接節(jié)點(diǎn)連接處的抗彎承載力.節(jié)點(diǎn)鋼筋截面積越大，受拉區(qū)節(jié)點(diǎn)鋼筋的形心到受壓區(qū)形心的距離越遠(yuǎn)，則節(jié)點(diǎn)連接處的抗彎承載力越高.軸壓力作用下使鋼管產(chǎn)生初始環(huán)向拉應(yīng)力，將削弱鋼管對節(jié)點(diǎn)連接處的抗彎承載力的貢獻(xiàn).軸壓力越大，削弱越大，對鋼梁直接焊接節(jié)點(diǎn)越不利.

4.2 節(jié)點(diǎn)的延性和耗能能力

試件cs－1、cs－2、cs－4和cs－5梁端荷載－位移滯回曲線的特征相似.從試件cs－1梁端荷載－位移滯回曲線圖2可以看到，加載過程中，當(dāng)梁端荷載小于鋼梁的受彎屈服荷載前，剛度變化較小，基本處于線彈性.當(dāng)梁端荷載達(dá)到鋼梁的受彎屈服荷載后，剛度逐漸變??；卸載剛度基本保持線彈性，與初始加載時的剛度基本相同.隨著梁端荷載和位移的逐級增大，滯回環(huán)愈加豐滿.此4個試件的梁端荷載－位移滯回曲線均未出現(xiàn)捏縮現(xiàn)象.4個試件都是在鋼梁上形成塑性鉸，所以梁端荷載－位移滯回曲線主要反映鋼梁的滯回特性.從表2中列出的位移延性系數(shù)、總耗能和耗能比可知，此4個試件具有很好的延性和耗能能力.

試件cs－3和cs－6梁端荷載－位移滯回曲線分別如圖4和6所示.試件cs－3達(dá)到極限荷載以后梁端荷載－位移滯回曲線出現(xiàn)捏縮現(xiàn)象.原因在于，為了確認(rèn)達(dá)到試件cs－3的極限荷載，在梁端加載到極限荷載時仍持續(xù)加載，鋼管撕裂較大，節(jié)點(diǎn)鋼筋滑移較大，因而在以后的加載過程中出現(xiàn)了捏縮現(xiàn)象.試件cs－6的梁端荷載－位移滯回曲線未出現(xiàn)捏縮現(xiàn)象，隨著梁端荷載的逐級增大，滯回環(huán)愈加豐滿.試件cs－3和cs－6都是節(jié)點(diǎn)連接處形成塑性鉸，鋼管撕裂，節(jié)點(diǎn)發(fā)生剪切破壞，所以梁端荷載－位移滯回曲線主要反映的是節(jié)點(diǎn)連接處的彎曲滯回性能和節(jié)點(diǎn)處鋼管混凝土的剪切滯回性能.從表2中列出的位移延性系數(shù)、總耗能和耗能比可知，這兩個試件具有較好的延性和耗能能力.

試件cs－d1和cs－d2梁端荷載－位移滯回曲線分別如圖8和圖10所示.梁端荷載－位移曲線出現(xiàn)屈服時，梁端變形較小.梁端荷載達(dá)到極限荷載時，鋼管開裂.一旦鋼管開裂，開裂裂縫迅速擴(kuò)展，兩個試件便失去穩(wěn)定的承載能力.試件cs－d1和cs－d2都是節(jié)點(diǎn)鋼管撕裂破壞，延性和耗能能力很差.

5 結(jié) 論

（1）穿筋節(jié)點(diǎn)的設(shè)計(jì)符合“強(qiáng)柱弱梁，強(qiáng)節(jié)點(diǎn)弱構(gòu)件”的設(shè)計(jì)原則.一般情況下，塑性鉸產(chǎn)生在鋼梁上，例如cs－1、cs－2、cs－4和cs－5均屬于這種情況.

（2）當(dāng)梁的剛度較大時，亦可能發(fā)生節(jié)點(diǎn)破壞（例如cs－3和cs－6），其特征為鋼管撕裂，柱內(nèi)混凝土剪壓破壞，即便如此也表現(xiàn)出較好的延性和耗能能力.

（3）節(jié)點(diǎn)穿筋能夠有效地傳遞梁端彎矩，如節(jié)點(diǎn)鋼筋配置合理，可避免鋼管撕裂，使塑性鉸產(chǎn)生在梁端，穿筋節(jié)點(diǎn)具有很好的延性和耗能能力，可以用于地震區(qū)的框架節(jié)點(diǎn).

（4）鋼梁與鋼管直接焊接的節(jié)點(diǎn)（例如cs－d1和cs－d2）承載力低，延性和耗能能力很差，不適合用做地震區(qū)的框架節(jié)點(diǎn).

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