李 斌，楊曉云，高春彥,3

（1.內(nèi)蒙古科技大學建筑與土木工程學院，內(nèi)蒙古 包頭 014010;2.內(nèi)蒙古黃崗礦業(yè)有限責任公司，內(nèi)蒙古 赤峰025350;3.南京航空航天大學航空宇航學院，江蘇 南京210016）

隨著鋼管混凝土結構在建筑領域的廣泛應用，鋼管混凝土框架結構體系越來越多地應用到高層及超高層等復雜結構體系中，結構形式主要由鋼管混凝土柱與鋼梁(或鋼-混凝土組合梁) 組成，典型工程主要有杭州瑞豐國際商務大廈、深圳賽格廣場大廈、臺北101大廈等[1]．臺北101大廈設計時，考慮到強烈的臺風以及地震作用等不利因素，地上主樓結構由巨柱、核心筒與外伸桁架梁等構件組成，在主樓四周每側分別采用兩根矩形鋼管混凝土柱，最大尺寸達到3 m×2.4 m×80 mm，自地下5樓貫通至地上 90樓，柱內(nèi)灌入自填充高性能混凝土[2]．目前，國內(nèi)外學者主要有 Matsui[3]、Kawaguchi[4]、王文達[5]、王來[6]、Herrera[7]、張文福[8]等對由鋼管混凝土柱-鋼梁組成的框架進行了一系列靜、動力試驗研究和理論分析，這些研究成果為鋼管混凝土框架在實際工程中的應用提供了試驗依據(jù)和技術支持．

眾所周知，鋼管混凝土用作受壓構件時，可以充分發(fā)揮鋼管和混凝土兩種材料協(xié)同工作的優(yōu)勢，使得承載能力提高，塑性增加，施工方便，取得經(jīng)濟的效果．但當其用作梁式構件時，鋼管對核心混凝土的約束效果并不明顯．文獻[9]研究表明，矩形鋼管混凝土梁式構件屈服后，抗彎承載力并沒有下降，試件表現(xiàn)出良好的延性和后期承載力，這對于結構抗震非常有利．基于上述研究成果，本文對一榀單跨三層全矩形鋼管混凝土框架模型進行了擬靜力試驗研究，分析了該類框架體系的破壞機理和破壞特征、承載能力、滯回曲線、延性、強度與剛度退化、耗能能力等．

1 試驗研究

1.1 模型設計

本次試驗以一棟10層矩形鋼管混凝土框架結構辦公樓為背景，試驗試件為一榀單跨三層矩形鋼管混凝土框架，由矩形鋼管混凝土梁和方鋼管混凝土柱組成[10]．試件采用1:4比例縮尺制作，試件模型尺寸如圖1所示，柱腳詳圖如圖2所示，框架模型梁柱節(jié)點采用外加強環(huán)連接形式如圖3所示．試件參數(shù)見表1．

圖1 框架模型尺寸Fig.1 Frame model

圖3 節(jié)點詳圖Fig.3 The detail view of joint

圖2 柱腳詳圖Fig.2 The detail view of column foot

表1 框架試件尺寸和參數(shù)Tab.1 Sizes and parameters of specimens

框架試件鋼管內(nèi)灌注C40混凝土，混凝土中摻入聚羧酸減水劑，以增強其流動性．由于鋼管柱較長且內(nèi)徑較小，采用手工逐段澆筑法，混凝土自鋼管上口灌入的同時利用振搗器在鋼管外部振搗．在柱腳和每層鋼管上都留有5 mm的排氣孔，保證管內(nèi)混凝土的澆筑質量．矩形鋼管混凝土梁頂板由三塊鋼板拼焊而成，先焊接兩端鋼板，中間預留混凝土澆筑孔，長度為650 mm，待梁混凝土澆筑和自然養(yǎng)護完畢，將澆筑孔處混凝土磨平后焊接中間蓋板．在梁兩端側板處留有 5mm的排氣孔，保證混凝土澆筑密實．排氣孔直徑較小且位于受力影響較小處，分層分段進行澆筑．梁柱節(jié)點采用外加強環(huán)連接形式，利用外加強環(huán)板傳遞梁端彎矩，利用豎向焊縫傳遞梁端剪力．

試驗用鋼材均采用Q235鋼，鋼管內(nèi)填充C40混凝土，其配合比為，水泥∶水∶砂子∶石子∶粉煤灰∶膨脹劑∶聚羧酸減水劑=1∶0.46∶2.15∶2.92∶0.27∶0.09∶0.01．鋼材和混凝土的力學性能指標見表2．

表2 材料力學性能指標（MPa）Tab.2 Mechanics properties of materials

1.2 試驗加載裝置及加載制度

本次試驗采用擬靜力加載，加載裝置如圖4所示．柱頂豎向荷載分別由兩個2 000 kN液壓千斤頂施加．千斤頂上端設置滑動滾軸，保證試件豎向受壓時，發(fā)生同步水平移動．頂層梁端設置厚度為40 mm的加載端板，與反力墻上的MTS液壓伺服作動器連接，水平側向力或位移施加在頂層梁軸線處．為保證框架柱下端嵌固，設計了500 mm高的鋼筋混凝土基礎梁，用三對地腳螺栓將其固定，使其在試驗過程中不發(fā)生移動或轉動．

由于本次試驗框架平面外計算高度較大，按照文獻[11]進行了平面外穩(wěn)定性驗算，滿足要求．為了更好地保證試驗框架在加載過程中不發(fā)生平面外失穩(wěn)，在各層梁兩側分別安裝了水平側向保護裝置．該裝置設有兩個軸承，安裝時軸承不與梁側面完全接觸，留有3～5 mm間隙，若試驗過程中發(fā)生平面外失穩(wěn)時，梁會與軸承接觸，軸承可沿著梁側板自由滑動．

試驗開始時，首先將柱頂豎向荷載施加到預定值后保持恒定不變，然后按照加載制度在梁端施加水平往復荷載．水平荷載根據(jù)文獻[12]采用荷載-位移混合控制加載．試驗前估算的結構屈服荷載為70 kN，在荷載控制階段，荷載增量為10 kN，每級循環(huán)一周，直至結構屈服．試件屈服后，以屈服位移的倍數(shù)為級差控制加載，每級循環(huán)一周；當達到極限荷載時，位移控制每級循環(huán)三周，直至結構變形過大，承載力降至極限荷載的65%，停止加載．

圖4 試驗加載裝置Fig.4 Test setup

1.3 試驗量測內(nèi)容和測點布置

本次試驗的框架梁柱采用外加強環(huán)節(jié)點，加強環(huán)處剛度較大，對梁端起加強作用，梁端塑性鉸應產(chǎn)生在加強環(huán)板之外．在梁端截面處 40～120 mm范圍內(nèi)，每間隔40 mm粘貼一排應變片，共三排，監(jiān)測塑性鉸的位置和長度．梁端表面應變片位置如圖5所示．

圖5 框架梁應變片布置Fig.5 Strain gague layout of frame beam

框架的柱腳四周均設置加勁肋，加勁肋處剛度較大，不會產(chǎn)生塑性鉸，框架柱腳塑性鉸應產(chǎn)生在加勁肋板以上，應變片位置如圖6所示（柱腳近端指離水平荷載加載端較近的一端，遠端反之）．在梁柱節(jié)點處，梁比柱的總抗彎承載力要小很多，塑性鉸不會在節(jié)點處的框架柱出現(xiàn)，所以布置少量應變片進行監(jiān)測．

圖6 框架柱應變片布置Fig.6 Strain gague layout of frame column

2 試驗結果分析

2.1 破壞特征分析

試件呈“強柱弱梁”破壞機制．加載初期，水平荷載較小時，框架試件處于彈性工作狀態(tài)．當水平荷載（位移）增加到一定數(shù)值時，二層近載側距離加強環(huán)板40 mm處的梁端首先達到屈服，反向加載時，遠載側二層梁端也屈服；繼續(xù)加載，加強環(huán)板外二層梁端截面的頂板、底板、側板鼓曲程度加重，焊縫撕裂，內(nèi)部混凝土有被壓碎的聲響，如圖7（a）、（b）、（c）所示；此時一層近載側梁端、反向加載時遠載側梁端相繼出現(xiàn)頂板、底板鼓曲、與側板的焊縫撕裂現(xiàn)象；試驗結束前，三層加強環(huán)板外的梁端也達到了屈服并出現(xiàn)鋼板及焊縫撕裂，靠近加載端的柱腳在加勁肋板以上40～100 mm范圍內(nèi)出現(xiàn)了輕微鼓曲現(xiàn)象．由試驗現(xiàn)象和試驗結果可以看出，由于采用外加強環(huán)節(jié)點，加強環(huán)板的存在使節(jié)點區(qū)域強度和剛度均較大，在節(jié)點形成了剛域，因此本文矩形鋼管混凝土框架模型結構的梁端塑性鉸形成于距加強環(huán)板外約40 mm的控制截面處，即梁的h/3（h為梁高）處；柱腳在加勁肋之上40～100 mm范圍內(nèi)輕微鼓曲．

圖7 破壞形態(tài)Fig.7 Failure modes

2.2 破壞機制

在塑性鉸形成過程中，正向加載時二層框架梁首先形成塑性鉸1，塑性鉸2晚于鉸1形成，底層梁塑性鉸3先于鉸4出現(xiàn)，頂層梁塑性鉸5先于鉸6出現(xiàn)，如圖8所示．整個試驗加載過程中，塑性鉸先出現(xiàn)在框架各層梁端，最后是柱腳，且柱腳的塑性鉸是在所有梁端都出塑性鉸后才形成，充分說明試件屬于梁鉸破壞機制，符合“強柱弱梁”的設計原則，柱腳塑性鉸的出現(xiàn)宣告試件破壞．

圖8 框架塑性鉸出現(xiàn)順序Fig.8 The order of plastic hinges

2.3 滯回曲線

滯回曲線是結構在循環(huán)荷載下受力與變形關系的反映，是結構抗震性能的宏觀表現(xiàn)．試驗獲得的水平荷載—頂層梁端位移P-Δ滯回曲線如圖9所示．由圖可知：本次試驗框架試件的滯回曲線呈現(xiàn)飽滿的梭形，直至試驗結束也沒有出現(xiàn)捏縮現(xiàn)象，說明具有良好的抗震性能和耗能能力．屈服之前試件的變形較小，斜率基本保持不變，卸載后殘余變形較?。笤嚰冃卧鲩L的速率大于荷載的增長速率，強度和剛度退化緩慢；正向加載時實測的平均強度降低系數(shù)是0.969，相對剛度P/Δ下降值為3.86%；反向加載時實測的平均強度降低系數(shù)是0.955，相對剛度P/Δ下降值為9.33%．超過極限荷載后，試件的承載能力下降．

由文獻[13]可知，結構在循環(huán)荷載下性能的退化特征及規(guī)律主要取決于所采用的建筑材料．本次試驗框架試件的滯回曲線沒有出現(xiàn)與鋼筋混凝土框架類似的捏縮現(xiàn)象，主要是由于在加載過程中，鋼管對核心混凝土的緊箍作用使得混凝土的強度提高，塑性性能改善，而混凝土的存在延緩了鋼管發(fā)生局部屈曲，兩者的協(xié)同工作使得塑性鉸依次出現(xiàn)在各層梁端、柱腳，最后結構形成機構而破壞．可知該類框架在循環(huán)荷載下的地震反應類似于鋼框架，可以應用于工程實踐中．

圖9 P-Δ滯回曲線Fig.9 P-Δ hysteretic curve

圖10 P-Δ骨架曲線Fig.10 P-Δ skeleton curve

2.4 骨架曲線和延性分析

將試件滯回曲線每次循環(huán)的峰值點連接起來形成的曲線，稱為骨架曲線．由骨架曲線可以直觀反映出結構的承載力、變形等性能，可進一步定量評價結構的延性．圖10骨架曲線中已標明各特征點．由圖可知，在荷載控制階段，當加載到±50kN以前，框架剛度基本保持不變，但已有一定的塑性發(fā)展．當加載到±60kN時，骨架曲線稍有偏轉，剛度略有降低，預示框架將進入彈塑性階段．當框架頂層的水平荷載增加到±74kN時，框架二層和一層梁端應變先后超過屈服應變，試件P-Δ骨架曲線的斜率在A點明顯減小，表明框架在該點進入屈服階段，將A點縱坐標值定為Py．

當位移為1.5Δy時，三層梁端應變值均大于屈服應變，說明框架梁端全部達到屈服．當位移為2.5Δy時，P-Δ骨架曲線達到最大荷載點B，B點對應的荷載為框架承受的極限荷載Pm=105.9kN，此時柱腳應變已達到甚至超過屈服應變，說明柱腳也達到屈服；水平位移達到－2.5Δy時，P-Δ骨架曲線達到反向最荷載點B＇，相對應的反向極限荷載Pm＇=－99.5kN．

試件超過極限荷載以后，變形隨著荷載的增加繼續(xù)增長，荷載呈現(xiàn)緩慢下降趨勢．當頂層水平位移達到 3.25Δy時，第一循環(huán)時荷載降至破壞點 C，荷載值為Pu= 0.85Pm= 93 kN，該值高于屈服荷載（即Pu＞Py）．此時延性系數(shù)μ=3.11；當頂層水平位移達到－3.25Δy時，第一循環(huán)時框架達到反向破壞點C＇，此時Pu＇=－84.9kN，延性系數(shù)μ＇=3.08．至此框架試件已經(jīng)破壞，加載到3.25Δy第三循環(huán)時試驗停止．

從骨架曲線圖可以看出，試驗框架屈服后仍有一定的強度上升段，達到峰值荷載后結構承載力下降段的斜率不大，表明結構的強度退化不顯著．試件正、反向位移延性系數(shù)均大于 3，說明具有良好的整體變形能力．

2.5 層間位移與轉角

表3 層間位移和轉角Tab. 3 Story displacement and angle

試驗框架各層在屈服、極限和破壞時的層間位 移轉角δ/h（即各層層間位移δ與層高h的比值）見表3．由表3可知，試驗框架破壞時各層的極限層間變形能力都遠大于1 /50，說明該類框架具有良好的變形能力，完全滿足現(xiàn)行《建筑抗震設計規(guī)范》（GB50011-2010）對框架結構在罕遇地震作用下的彈塑性層間變形要求．

2.6 強度與剛度退化

本次試驗用總體強度退化系數(shù)λj來衡量試驗框架的強度退化情況．總體強度退化系數(shù) λj定義為，在結構屈服之后的位移加載階段，第j次加載的各循環(huán)峰值荷載的平均值 Pj與極限荷載 Pmax的比值．試驗框架的總體強度退化曲線如圖11所示．由圖可知，框架模型剛達到屈服時總體強度退化現(xiàn)象并不明顯；但在位移控制階段后期，超過極限荷載之后，強度退化比較明顯，原因在于此時框架梁端已全部形成塑性鉸，鋼板鼔曲嚴重甚至被撕裂，核心混凝土被壓碎擠出，柱腳也達到屈服并發(fā)生了較大變形，此時鋼管和混凝土的協(xié)同工作能力下降引起的．反向加載時框架試件的總體強度退化速率基本與正向加載時相同．

圖11 總體強度退化曲線Fig.11 Overall strength degradation curve

圖12 整體剛度退化曲線Fig.12 Overall stiffness degradation curve

在循環(huán)加載過程中，結構的剛度逐漸下降，主要體現(xiàn)在從框架整體屈服到峰值荷載前彈塑性上升段、達到峰值荷載后下降段的剛度退化．以結構屈服后位移加載階段的割線剛度來反映框架的整體剛度退化，框架各層割線剛度與Δ/Δy的關系如圖12所示．由圖可知，框架各層的整體剛度退化均呈退化趨勢，主要是由于框架屈服后，梁端和柱端塑性鉸區(qū)段的鋼管內(nèi)混凝土逐漸開裂，甚至被壓碎，損傷較為嚴重，鋼材塑性的發(fā)展以及焊縫開裂引起的．

2.7 結構耗能

在循環(huán)反復荷載加載過程中，加載時框架吸收能量，卸載時框架放出能量，結構在一個循環(huán)中吸收的能量減去放出的能量就是結構耗散的能量．彈性階段，沒有產(chǎn)生殘余應變，框架結構通過剛體震動釋放地震能量；進入塑性階段，通過滯回環(huán)耗散能量．本文采用等效粘滯阻尼系數(shù)he來評價框架的耗能能力，在各位移加載階段的等效粘滯阻尼系數(shù)he見表4．

表4 試件的耗能指標Tab.4 Energy dissipation index of specimen

由表4可知：框架結構在屈服初期he值很小，說明此時結構出現(xiàn)塑性鉸的部位少，塑性鉸轉動能力仍不充分，結構耗散的地震能量較少；隨著梁端水平位移的增加，框架結構的滯回環(huán)越來越飽滿，對應的he也逐漸增大，一方面是由于越來越多的框架梁端出現(xiàn)塑性鉸，塑性鉸不斷出現(xiàn)和轉動；另一方面由于鋼管內(nèi)混凝土的裂縫發(fā)展、鋼管塑性的發(fā)展以及兩種材料間的內(nèi)摩擦等，使得框架結構吸收的能量越來越多．當施加到破環(huán)荷載時，he值最大，此時框架結構梁端塑性鉸的發(fā)展已十分充分，當柱腳塑性鉸出現(xiàn)時，結構形成機構而破壞．

3 結論

(1)矩形鋼管混凝土框架呈“強柱弱梁”破壞機制，試件破壞時加強環(huán)板外三層梁端和一層柱腳全部出現(xiàn)塑性鉸，梁的頂板和底板嚴重鼔曲，頂板與側板的焊縫撕裂，柱腳輕微鼔曲．

(2)矩形鋼管混凝土框架的滯回曲線飽滿，捏縮現(xiàn)象不明顯，表現(xiàn)出良好的抗震性能和耗能能力．破壞時位移延性系數(shù)均大于 3，各層層間位移角均大于1/50，滿足罕遇地震作用下層間彈塑性變形要求．

(3)試驗框架的整體強度、剛度退化現(xiàn)象并不明顯，試件整體屈服后等效阻尼系數(shù)he呈增加趨勢，破壞時he達到了0.441，說明框架耗能性能良好，可以應用于實際工程中．

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