陶毅 張耀予 王丹 史慶軒

摘要：為研究內(nèi)置FRP約束UHPC高強(qiáng)芯柱的方鋼管混凝土柱-鋼梁端板-螺栓連接節(jié)點的抗震性能，基于“強(qiáng)柱弱梁”目標(biāo)設(shè)計制作5個端板-螺栓連接節(jié)點試件，通過擬靜力試驗研究節(jié)點的破壞機(jī)理，并分析柱軸壓比、FRP管厚度和有無芯柱對節(jié)點抗震性能的影響，對比鋼梁更換前后節(jié)點的性能。試驗結(jié)果表明：所有試件均在梁端形成塑性鉸破壞；該破壞模式下，節(jié)點具有較高的承載力、耗能能力和較好的延性；內(nèi)置芯柱時，試件承載力提高但延性降低；隨著FRP管厚度增加，節(jié)點初始剛度和耗能能力均得到提升；相比原試件，更換梁試件的耗能能力、延性和初始剛度均有所降低。變形分析結(jié)果表明：節(jié)點域組合柱以受彎變形為主，兩側(cè)鋼梁主要承擔(dān)節(jié)點域的剪切變形。依據(jù)初始剛度判定該節(jié)點屬于剛性節(jié)點。

關(guān)鍵詞：組合柱；鋼管混凝土柱；梁柱節(jié)點；端板-螺栓連接；抗震性能

中圖分類號：TU398? ? ?文獻(xiàn)標(biāo)志碼：A? ? ?文章編號：2096-6717（2023）06-0059-15

Seismic behavior of endplate-bolted joints to concrete filled square steel tubular column with high-strength core

TAO Yia，b， ZHANG Yaoyua， WANG Dana， SHI Qingxuana

（a. College of Civil Engineering； b. State Key Laboratory of Green Building， Xi，an University of Architecture and Technology， Xi，an 710055， P. R. China）

Abstract： Five joint specimens were manufactured in this study based on the criterion of strong column and weak beam in order to investigate the seismic performance of the endplate-bolted joint of concrete filled square steel tubular with a high-strength core-to-steel beam. A pseudo static test was conducted to investigate the failure mechanism of joints and the effects of axial compression ratio， FRP thickness and the presence of high-strength core on the seismic performance. The behavior of joints before and after replacing steel beams were compared. The test results showed that all specimens eventually failed due to the formation of plastic hinges at the steel beam ends. The joints showed a high bearing capacity， good energy consumption capacity and ductility under this failure mode. The joint encasing the high-strength core exhibited a higher bearing capacity but smaller ductility. The initial stiffness and energy dissipation capacity of the joints were improved as the FRP tube thickness increased. Compared with the original specimen， the energy dissipation capacity， ductility and initial stiffness of the beam replacing specimen were smaller. The deformation analysis results showed that the composite column in the panel zone of the joint mainly undertook the bending deformation， whereas the shear deformation of the joint was mainly carried by the beams. The joints were classified as rigid joint according to the initial stiffness.

Keywords： composite column； concrete filled steel tubular column； beam-column connection； endplate-bolted joint； seismic performance

內(nèi)置FRP約束超高性能混凝土芯柱的方鋼管混凝土組合柱（Steel-Concrete-FRP-UHPC，簡稱SCF-UHPC組合柱）是一種綜合了高強(qiáng)芯柱和鋼管混凝土優(yōu)點的組合柱形式，具有承載能力強(qiáng)、延性和穩(wěn)定性好等優(yōu)點[1-2]。按照截面形式，SCF-UHPC組合柱屬于雙壁實心截面，適用于此類截面的組合柱-鋼梁節(jié)點形式有：在外加強(qiáng)環(huán)式、端板-螺栓連接式[3]、外加強(qiáng)環(huán)式的基礎(chǔ)上采用螺栓連接等[4]。針對端板-螺栓連接節(jié)點，在梁端焊接端板可以有效抑制節(jié)點核心區(qū)的破壞[5]。端板-貫穿螺栓連接節(jié)點更易滿足“強(qiáng)柱弱梁，強(qiáng)節(jié)點弱構(gòu)件”的設(shè)計要求[6-8]，在梁端發(fā)生破壞后還可通過更換梁實現(xiàn)節(jié)點的修復(fù)[8]。針對SCF-UHPC組合柱，若螺栓僅貫穿夾層混凝土而不貫穿芯柱，則既能滿足梁柱節(jié)點傳力要求，也能保證結(jié)構(gòu)具有較高的承載力。

此前針對鋼管混凝土柱-鋼梁端板-螺栓連接節(jié)點的研究表明，鋼管混凝土柱-鋼梁端板-貫穿螺栓節(jié)點通常在梁端形成塑性鉸而發(fā)生破壞[6-7]。相比普通混凝土柱-鋼梁節(jié)點，方鋼管混凝土柱鋼梁節(jié)點的承載力與剛度有所提升，而延性有所下降[9]，且更容易發(fā)生梁端彎曲破壞[10]。端板厚度、柱截面類型均會對節(jié)點力學(xué)性能產(chǎn)生影響[6，11-12]。相比端板-單邊螺栓連接節(jié)點，端板-貫穿螺栓連接節(jié)點具有較高的剛度，且能保證鋼管對節(jié)點核心區(qū)混凝土的緊箍作用；而端板-單邊螺栓連接節(jié)點屬于半剛性節(jié)點，延性較好[12-14]。研究還發(fā)現(xiàn)，柱的混凝土強(qiáng)度對方鋼管混凝土穿芯高強(qiáng)螺栓-端板節(jié)點滯回性能影響較小，當(dāng)端板厚度較小時，設(shè)置加勁肋可以明顯提升節(jié)點耗能能力[12]。目前將端板-貫通螺栓連接節(jié)點應(yīng)用于含芯柱的方鋼管混凝土柱-鋼梁節(jié)點的研究較少，針對其抗震性能和設(shè)計方法的研究尚不成熟。

針對SCF-UHPC組合柱-鋼梁節(jié)點，筆者采用端板-貫通螺栓連接，首先確定端板-螺栓連接節(jié)點的設(shè)計參數(shù)及裝配工藝，采用擬靜力試驗對這一連接形式下試件的抗震性能進(jìn)行研究，分析FRP厚度、軸壓比、是否含有芯柱對其性能的影響，并對比鋼梁更換前后試件的性能。通過對節(jié)點區(qū)變形的分析，研究該節(jié)點的受力機(jī)理，依據(jù)彎矩-轉(zhuǎn)角關(guān)系判定該節(jié)點類型。

1 試驗概況

1.1 試件設(shè)計

試件設(shè)計遵循“強(qiáng)柱弱梁”原則，且為了更換梁試驗的順利進(jìn)行，按照組合柱不發(fā)生明顯破壞設(shè)計，即塑性鉸主要出現(xiàn)在梁端。

設(shè)計制作了5個SCF-UHPC組合柱-鋼梁端板-螺栓連接節(jié)點，其中一個未內(nèi)置高強(qiáng)芯柱。組合柱截面尺寸為250 mm×250 mm，外層方鋼管厚8 mm，柱高1 800 mm，高強(qiáng)芯柱采用GFRP纏繞管約束UHPC制備，夾層混凝土采用C40混凝土。鋼梁采用截面規(guī)格為HN300 mm×150 mm× 6.5 mm×9 mm 的Q235鋼，長度為1 100 mm。端板尺寸為480 mm×250 mm×25 mm，在端板與鋼梁上下翼緣設(shè)置厚度為5 mm的加勁肋，鋼梁與端板采用熔透型焊接法連接。兩側(cè)端板由8根高強(qiáng)螺栓貫通鋼管及夾層混凝土連接，螺栓采用M20、強(qiáng)度等級10.9（抗拉強(qiáng)度為1 000 MPa，屈強(qiáng)比為0.9）的摩擦型高強(qiáng)螺栓。節(jié)點樣式如圖1所示，高強(qiáng)螺栓的布置方式及試件尺寸如圖2所示。

1.2 試件制作

先在組合柱穿芯螺栓位置預(yù)埋PVC管，再將預(yù)制好的GFRP約束UHPC芯柱吊裝入鋼管，待夾層混凝土澆筑完畢，養(yǎng)護(hù)3 d后取出PVC管，之后通過高強(qiáng)螺栓將兩側(cè)端板鋼梁相連。螺栓端頭設(shè)有螺紋，貫通組合柱部分光滑無螺紋，安裝時采用扭矩扳手為每個螺栓施加400 N?m的扭矩，即每根螺栓施加153.8 kN的預(yù)應(yīng)力。

試件設(shè)計參數(shù)包括：是否含有芯柱、軸壓比、FRP鋪層數(shù)。選擇一個以梁端塑性鉸破壞為主的試件，在試件加載破壞后更換端板、鋼梁及螺栓，重新加載，以對比鋼梁更換前后節(jié)點的抗震性能。以J-8-0.6-C為例，試件編號命名中J表示梁柱節(jié)點，8表示FRP鋪層數(shù)，0.6表示設(shè)計軸壓比，C表示更換梁。所有試件概況見表1。

1.3 材料性能

根據(jù)《活性粉末混凝土》（GB/T 31387—2015）[15]和《普通混凝土力學(xué)性能試驗方法標(biāo)準(zhǔn)》（GB/T 50081—2002）[16]測得的UHPC和普通混凝土強(qiáng)度如表2所示。根據(jù)《金屬材料室溫拉伸試驗方法》（GB/T 228—2002）[17]測得的鋼材性能如表3所示。所用GFRP管由廣東纖力玻璃鋼有限公司生產(chǎn)，其材料性能如表4所示。

1.4 試驗裝置及加載制度

柱底通過鉸接方式與地梁連接，地梁通過螺栓連接地錨固定。兩側(cè)鋼梁通過鏈桿與荷載傳感器相連，鏈桿底部設(shè)置為鉸支座，確保在柱頂水平荷載作用下節(jié)點兩側(cè)梁形成反向彎矩。豎向荷載通過液壓千斤頂施加，并利用荷載穩(wěn)壓裝置確保豎向荷載無損失。側(cè)向荷載通過固定于反力墻的MTS液壓伺服作動器施加在柱頂，柱頂與MTS水平作動器采用鉸接連接。試驗裝置如圖3所示。

試驗中，首先在柱頂施加表1所列恒定豎向荷載，再施加側(cè)向低周往復(fù)荷載。側(cè)向荷載采用位移控制加載。根據(jù)有限元試算結(jié)果，試件梁端屈服發(fā)生在柱頂側(cè)移為24 mm時，屈服前每4 mm為一加載級，每級進(jìn)行一個循環(huán)的往復(fù)荷載，加載速率為0.1 mm/s；屈服后每8 mm為一加載級，每級進(jìn)行3個循環(huán)的往復(fù)加載，加載速率為0.5 mm/s。柱頂水平荷載和位移由MTS自動采集，當(dāng)試件發(fā)生較大變形或柱頂水平荷載降至峰值荷載的85%以下時，終止試驗。為方便描述，試驗中“+”表示作動器由西向東推，“-”表示作動器由東向西拉（圖3）。

1.5 測點布置及量測方案

試驗共設(shè)置5處位移計：為了監(jiān)測試件支座與地梁是否有相對位移，在鉸支座中心處布置一個水平位移計；柱底部設(shè)置一個水平位移計和一個傾角儀，用以監(jiān)測組合柱與鉸支座是否有相對錯動及柱底轉(zhuǎn)角變形；柱頂對應(yīng)水平作動器中心處設(shè)置一個位移計，以記錄柱頂側(cè)向位移；在梁端設(shè)置一個豎向位移計，以監(jiān)測梁端豎向位移。具體布設(shè)方案如圖4所示。

應(yīng)變片主要集中布置在節(jié)點核心區(qū)，其中，沿組合柱方鋼管腹板軸線布置應(yīng)變片，在節(jié)點域方鋼管腹板四角分別布置豎向應(yīng)變片，在梁塑性鉸區(qū)域和端板加勁肋上布置應(yīng)變片。應(yīng)變片具體布置方案如圖5所示。

2 試驗結(jié)果及分析

2.1 試驗現(xiàn)象及破壞分析

在加載過程中，各試件兩側(cè)鋼梁呈沿節(jié)點域?qū)蔷€變形的趨勢，即東梁上翼緣與西梁下翼緣變形同步，東梁下翼緣與西梁上翼緣變形同步；兩側(cè)梁腹板均出現(xiàn)鼓曲變形。當(dāng)柱頂側(cè)向位移小于±24 mm，即側(cè)向位移角小于1.3%時，各試件均處于彈性階段，無明顯現(xiàn)象；側(cè)向位移在±24～±40 mm之間時，各試件梁端靠近節(jié)點翼緣涂漆首先皺起剝離，之后腹板涂漆出現(xiàn)斜向波紋，說明梁端翼緣應(yīng)力較大，將首先屈服；側(cè)向位移大于40 mm時，由于試驗參數(shù)不同，各試件試驗現(xiàn)象也有所差異，如表5所示。

各試件破壞均表現(xiàn)為梁翼緣首先鼓曲，隨后腹板鼓曲，進(jìn)而加勁肋由于節(jié)點轉(zhuǎn)動而屈曲，由于兩側(cè)鋼梁屈曲變形不對稱，導(dǎo)致梁出現(xiàn)面外變形，節(jié)點破壞。在梁端距端板約0.5倍梁高的位置形成塑性鉸，節(jié)點承載力下降。各試件端板均未與組合柱鋼管壁分離，試驗結(jié)束各試件高強(qiáng)螺栓拆除后，螺栓無變形，保持完整。隨著試件側(cè)移的增加，節(jié)點域兩側(cè)的型鋼翼緣首先屈服，然后形成塑性鉸，之后，在節(jié)點域南北側(cè)及東西側(cè)端板以下同一高度位置，鋼管發(fā)生鼓曲。按照“強(qiáng)柱弱梁”目標(biāo)進(jìn)行試件設(shè)計，因此，梁端塑性鉸完全形成，柱端塑性鉸區(qū)域僅出現(xiàn)鋼管鼓曲，說明試驗得出的結(jié)果為節(jié)點性能的下限。各試件最終破壞形態(tài)如圖6所示。

2.2 試驗結(jié)果分析

2.2.1 滯回曲線

各試件柱頂水平荷載-柱頂側(cè)移滯回曲線如圖7所示。由于該節(jié)點破壞主要發(fā)生在梁端，在梁端形成塑性鉸，因此，試件滯回曲線主要反映節(jié)點域鋼梁受力性能，從圖7可以看出，各試件均表現(xiàn)出較高的承載力。在加載初期，梁端變形較小，各試件處于彈性階段，滯回曲線包絡(luò)面積較小，耗能較??；隨著側(cè)向位移不斷增加，梁端出現(xiàn)塑性變形，滯回曲線包絡(luò)面積也逐漸增大；到達(dá)峰值荷載后，滯回曲線下降緩慢，試件呈殘余承載力較高及延性破壞特征。高軸壓比試件的滯回曲線更加飽滿，相應(yīng)耗能能力更大；由于組合柱已存在一定塑性損傷，因此梁更換之后的試件耗能能力有所降低。

2.2.2 骨架曲線

試件荷載-位移骨架曲線如圖8所示，在峰值過后，各試件荷載下降較為緩慢，表明在梁端出現(xiàn)塑性鉸后該節(jié)點延性及變形能力較好。對比試件J-10-0.6、J-8-0.6和J-0-0.6可以發(fā)現(xiàn)，當(dāng)含有芯柱時，試件峰值荷載略高于無芯柱試件，這是由于高強(qiáng)芯柱提升了組合柱的承載力和剛度，延緩了鋼管屈服，梁端分配的內(nèi)力也相對較小。對比試件J-10-0.3和J-10-0.6可知，在試驗所選兩個軸壓比下，構(gòu)件峰值荷載基本一致，但小軸壓比試件荷載峰值對應(yīng)的側(cè)移較大，這是由于高軸壓比試件承受了更大的柱頂豎向荷載，在相同水平位移下，二階效應(yīng)導(dǎo)致節(jié)點域處彎矩更大，水平荷載更早達(dá)到峰值。對比試件J-10-0.6和J-8-0.6，F(xiàn)RP鋪層數(shù)變化對峰值荷載影響不明顯，因為該節(jié)點主要發(fā)生梁端塑性鉸破壞。對比試件J-8-0.6和J-8-0.6-C發(fā)現(xiàn)，梁更換后試件承載能力無明顯變化，因為節(jié)點性能由梁端塑性鉸控制，梁更換后節(jié)點性能可得到恢復(fù)。這也說明原試件組合柱的塑性損傷較小，更換梁之后試件性能充分恢復(fù)，力學(xué)性能無明顯降低。

利用“屈服彎矩法”可以在骨架曲線中確定試件的屈服點。具體方法如圖9所示，骨架曲線過原點處的切線與峰值荷載所對應(yīng)的水平線相交于點A，過A點作X軸垂線，其與骨架曲線相交于點B，直線OB與AE相交于點C，過C點作X軸垂線，其與骨架曲線的交點D即為試件屈服點。各試件試驗結(jié)果見表6。

2.2.3 延性分析

利用延性系數(shù)來衡量結(jié)構(gòu)的變形能力，各試件延性試驗結(jié)果列于表6。從表中可以看出，除更換梁之外，其余所有試件的延性系數(shù)均大于2.2，說明當(dāng)發(fā)生梁端塑性鉸破壞時，該節(jié)點表現(xiàn)出良好的延性。無芯柱試件（J-0-0.6）的延性系數(shù)高于有芯柱試件（J-8-0.6和J-10-0.6），這是因為含芯柱組合柱剛度大于無芯柱構(gòu)件，在梁端屈服后，無芯柱構(gòu)件柱端變形大于有芯柱構(gòu)件；試件J-10-0.3的延性系數(shù)小于J-10-0.6，說明軸壓比增大導(dǎo)致節(jié)點延性降低；對于更換梁試件，由于在首次加載之后節(jié)點產(chǎn)生了一定的塑性損傷，梁更換后試件延性系數(shù)比原試件下降了29%。

2.2.4 強(qiáng)度退化

強(qiáng)度退化系數(shù)λ是相同位移幅值最后一次循環(huán)荷載峰值與首次循環(huán)荷載峰之比，用以表征試件強(qiáng)度的退化，各試件強(qiáng)度退化如圖10所示。各試件強(qiáng)度退化系數(shù)均大于0.9，說明各試件加載時強(qiáng)度退化較小，梁端產(chǎn)生的累積塑性損傷較小。相比無芯柱試件，含芯柱試件后期強(qiáng)度退化較小，這是由于高強(qiáng)芯柱的出現(xiàn)使組合柱具有較高的軸向承載力；在彈性階段，軸壓比大的試件強(qiáng)度退化更為迅速；由于存在一定的損傷，更換梁試件強(qiáng)度退化較為平緩。

2.2.5 剛度退化

試件剛度采用荷載-位移曲線的割線剛度表示，第j級剛度Kj為該級位移循環(huán)下正負(fù)最大荷載的絕對值之和與其相應(yīng)變形絕對值之和的比值。各試件剛度退化如圖11所示。除更換梁試件外，所有試件初始剛度較高；軸壓比小的試件初始剛度較大但剛度退化較為迅速；FRP鋪層多的試件初始剛度相對較大；由于組合柱存在殘余變形，更換梁試件初始剛度較低，在加載過程中其剛度逐步恢復(fù)，在加載后期，更換梁試件的剛度與原試件逐漸趨于相同。

2.2.6 耗能能力

節(jié)點的耗能能力是衡量其抗震性能的關(guān)鍵指標(biāo)之一，用滯回曲線包圍的面積來衡量某一級荷載下的耗能能力。將從加載開始到某一級荷載循環(huán)結(jié)束的累積耗能，即從加載開始到某一級荷載循環(huán)結(jié)束的全部滯回環(huán)包裹面積作為耗能能力的評價指標(biāo)，最后一級荷載的累積耗能即為試件的總耗能，耗能-側(cè)移曲線如圖12所示。從圖12可以看出，在鋼梁屈服后，隨著側(cè)向位移的增加，各試件累積耗能迅速提高；含芯柱的試件累積耗能大于無芯柱試件，說明芯柱的出現(xiàn)提高了鋼梁屈服后的耗能能力；高軸壓比構(gòu)件各級累積耗能及總耗能均高于低軸壓比試件；在相同加載級數(shù)下，試驗所選FRP鋪層數(shù)對各級荷載累積耗能無顯著影響，但FRP鋪層數(shù)多的試件總耗能高；更換梁試件延性相對較差，因此，其各級累積耗能和總耗能均小于原試件。

試件的耗能能力通常采用等效粘滯阻尼系數(shù)he進(jìn)行評價，其計算方法如圖13和式（1）所示。

根據(jù)各試件的等效粘滯阻尼系數(shù)繪制he -Δ曲線，如圖14所示。結(jié)構(gòu)屈服前，試件的滯回環(huán)偏狹長，式（1）的分母（三角形面積）呈線性增長，而（滯回環(huán)的面積）由于試件彈性變形占比較大，分子增長相對較慢，導(dǎo)致加載初期等效粘滯阻尼系數(shù)較大。同時，邊界接觸摩擦滑移耗能和混凝土內(nèi)部的裂縫空隙壓實耗能也是導(dǎo)致加載初期等效粘滯阻尼系數(shù)較大的原因。在達(dá)到屈服前，試件J-10-0.3的等效粘滯阻尼系數(shù)高于其他試件，但進(jìn)入塑性階段后又低于其他試件，這是因為FRP的約束作用與混凝土環(huán)向膨脹成正比，低軸壓比下FRP管的約束作用相對較小，對塑性階段耗能能力的貢獻(xiàn)較小；在加載級別相同的情況下，F(xiàn)RP鋪層數(shù)多的試件等效粘滯阻尼系數(shù)較大；相比原試件，更換梁試件等效粘滯阻尼系數(shù)有所降低。

2.3 應(yīng)變分析

2.3.1 節(jié)點域鋼管應(yīng)變分析

用于分析節(jié)點域鋼管應(yīng)變的坐標(biāo)系如圖15所示，節(jié)點域鋼管用黑色虛線劃分為4個象限，將各應(yīng)變片的值投影到所在象限內(nèi)的紅色對角線上，應(yīng)變零點設(shè)在各象限內(nèi)對角線的中點，向外為正應(yīng)變（受拉），向內(nèi)為負(fù)應(yīng)變（受壓），節(jié)點域鋼管豎向應(yīng)變分布如圖16所示。在試驗過程中，由于構(gòu)件J-8-0.6-C節(jié)點域右上和右下應(yīng)變片過早失效，這兩點應(yīng)變設(shè)為0。

從圖16可以看出，在整個加載過程中，相比下部，節(jié)點域鋼管上部應(yīng)變較小，據(jù)此可以判定節(jié)點域組合柱以受彎變形為主。正向加載時，所有試件節(jié)點域組合柱左側(cè)下部處于受壓狀態(tài)，右側(cè)下部處于受拉狀態(tài)，隨加載級別的增加，兩處對應(yīng)的應(yīng)變值也逐級增大。負(fù)向加載時，所有試件節(jié)點域左側(cè)下部鋼管處于受拉狀態(tài)，在達(dá)到承載力之前，其應(yīng)變值持續(xù)增大，破壞后荷載降低，導(dǎo)致應(yīng)變減小，相比小軸壓比構(gòu)件，大軸壓比構(gòu)件應(yīng)變減小明顯；右側(cè)下部鋼管處于持續(xù)受壓狀態(tài)，其應(yīng)變值隨荷載級別的增加逐漸增大。由于存在塑性損傷，相比原始構(gòu)件，更換梁構(gòu)件J-8-0.6-C應(yīng)變較小。

2.3.2 梁翼緣應(yīng)變分析

取兩側(cè)梁上下翼緣中心緊靠節(jié)點域的軸向應(yīng)變片，分析其應(yīng)變分布規(guī)律（圖17），分析坐標(biāo)系與圖15所示節(jié)點域鋼管應(yīng)變相同，梁翼緣應(yīng)變分布如圖18所示。在試驗過程中構(gòu)件J-0-0.6-C節(jié)點域右上和左下應(yīng)變片過早失效，兩處應(yīng)變設(shè)為0。

從圖18可知，梁翼緣應(yīng)變隨著荷載的增加而增大，各試件節(jié)點域兩側(cè)梁端翼緣沿同一對角線受力一致，同側(cè)上下部分承受不同的拉壓應(yīng)力，說明由于塑性鉸的出現(xiàn)梁端呈有規(guī)律的彎曲變形。對比圖14可以發(fā)現(xiàn)，在同級荷載下，梁端應(yīng)變較節(jié)點域鋼管應(yīng)變大，說明梁端較節(jié)點域鋼管更早達(dá)到屈服，形成塑性鉸，這與試驗現(xiàn)象一致。

2.3.3 梁腹板應(yīng)變分析

取梁腹板緊靠節(jié)點域的6個軸向應(yīng)變片，分析其受力狀態(tài)（圖19），分析坐標(biāo)系與節(jié)點域鋼管應(yīng)變相同，梁腹板應(yīng)變分布如圖20所示。

從圖20可知，在整個加載過程中，各構(gòu)件梁腹板中心處軸向應(yīng)變值很小，說明梁中和軸位置基本處在梁截面中心處，未發(fā)生移動。而靠近梁翼緣的應(yīng)變較大，且應(yīng)變變化規(guī)律與翼緣應(yīng)變一致，均為沿同一對角線方向受力一致，這也說明梁塑性鉸首先由翼緣形成，節(jié)點以梁端塑性鉸破壞為主。

2.3.4 芯柱應(yīng)變分析

為研究節(jié)點域芯柱的變形，分別選取FRP管距柱底745、975、1 205 mm三點的平均環(huán)向應(yīng)變進(jìn)行分析，其在節(jié)點域中的位置如圖21所示，應(yīng)變分布如圖22所示。

由圖22可知，各試件芯柱的環(huán)向應(yīng)變值在節(jié)點域范圍內(nèi)最大，說明芯柱在節(jié)點域內(nèi)承受較大彎矩，且由于穿心螺栓的存在，導(dǎo)致對芯柱的約束價格低，從而環(huán)向應(yīng)變值較大。對于低軸壓比試件，在加載初期，由于軸向壓力較小，環(huán)向應(yīng)變也較小，當(dāng)加載到40 mm之后，其應(yīng)變值開始快速增長，最終應(yīng)變較大。對于試件J-8-0.6，由于其FRP鋪層數(shù)較少，F(xiàn)RP約束發(fā)揮較早，因而其環(huán)向應(yīng)變值較大。由于存在初期變形，加載初期更換梁試件應(yīng)變增長緩慢，最終應(yīng)變值也相對較小。

3 節(jié)點域受力分析

3.1 基于PIV技術(shù)的節(jié)點域彎矩-轉(zhuǎn)角分析

采用PIV（Particle Image Velocimetry）技術(shù)分析節(jié)點域的變形占比，選取節(jié)點域上的6個點（圖23），分析其變形并判定節(jié)點連接形式。若點1、3、4、6選取在鋼管上，測得的位移與端板上相同，也說明端板和鋼管無相對位移。由于更換梁試件J-8-0.6-C節(jié)點域存在初始變形，不對其進(jìn)行受力分析。

用PIV測得圖23所示6個測點的實時位移后，通過式（2）可求得節(jié)點域轉(zhuǎn)角，繪制節(jié)點域彎矩-轉(zhuǎn)角滯回曲線（圖24）和骨架曲線（圖25）。

式中：θf為節(jié)點域轉(zhuǎn)角；ΔA、ΔB、ΔC、ΔD為點1、6、3、4相應(yīng)的變形量（圖26）；Db、Dc為節(jié)點域高度與寬度。

由圖24、圖25可知，各試件節(jié)點域彎矩-轉(zhuǎn)角曲線與其相應(yīng)的柱頂荷載-位移曲線形狀接近，都呈飽滿梭形，沒有明顯捏縮，說明節(jié)點域均表現(xiàn)出良好的耗能能力。

3.2 節(jié)點域變形占比分析

節(jié)點域的變形主要由彎曲變形、剪切變形和試件滑移組成，由于無法對節(jié)點域的彎曲變形與剪切變形進(jìn)行直接對比，故將節(jié)點域的彎曲變形與剪切變形均轉(zhuǎn)化為節(jié)點域頂部的水平位移來進(jìn)行計算，即節(jié)點域頂部的水平位移Δj是由彎曲變形導(dǎo)致的水平位移Δf和剪切變形產(chǎn)生的水平位移Δs疊加得到的?；诠?jié)點域內(nèi)小角度均勻變形假設(shè)，將節(jié)點域剪切變形與彎曲變形均轉(zhuǎn)化為節(jié)點域頂部水平位移[18]，計算表達(dá)式見式（3）和式（4）。

Δ_f=Δ_j-Δ_s （4）

式中：Δj為節(jié)點域頂部總水平位移；Δf為彎曲變形導(dǎo)致的水平位移；Δs為剪切變形導(dǎo)致的水平位移。

分別計算得到各試件節(jié)點域彎曲變形量與剪切變形量，節(jié)點域變形組成占比如圖27所示，整個加載過程中，所有試件節(jié)點域組合柱所承擔(dān)的剪切變形未超過40%，與前述應(yīng)變分析得出的結(jié)論一致。隨著位移角的增大，各試件節(jié)點域組合柱剪切變形占比均先減小后增加，轉(zhuǎn)折點均發(fā)生在構(gòu)件達(dá)到屈服位移角時，這是由于在梁端塑性鉸形成的過程中，節(jié)點剪切變形主要由兩側(cè)梁翼緣屈曲導(dǎo)致的沿對角線斜向變形承擔(dān)，使得節(jié)點域所承擔(dān)的剪切變形占比減少。梁端塑性鉸形成后，鋼梁以傳遞剪力、承擔(dān)彎曲變形為主，節(jié)點域組合柱承擔(dān)的剪切變形逐漸增加。

3.3 節(jié)點彎矩-轉(zhuǎn)動關(guān)系判定

梁柱節(jié)點連接分為剛性連接、半剛性連接與鉸接3種，采用Eurocode 3[19]推薦的方法，依據(jù)節(jié)點彎矩-轉(zhuǎn)動關(guān)系判定節(jié)點連接形式。節(jié)點彎矩計算見式（5），梁柱相對轉(zhuǎn)角計算見式（6）～式（8）[20]，通過式（9）求得節(jié)點初始剛度，并利用表7中的判別準(zhǔn)則判定節(jié)點連接形式，最終計算結(jié)果見表8。各試件初始剛度均大于25EIb/lb，因此，判定該節(jié)點屬于剛性節(jié)點。

式中：θj為梁柱相對轉(zhuǎn)角；θb與θc分別表示梁柱相對于各自初始位置的轉(zhuǎn)角；Δ1、Δ4、Δ2、Δ5分別對應(yīng)圖19中點位的水平位移值；P為柱頂水平荷載；N為柱頂軸力；Hc為組合柱高度；Δh為柱頂水平位移；Δj為節(jié)點域水平位移。Mu為各試件彎矩峰值點；θj，0.2為0.2Mu所對應(yīng)梁柱相對轉(zhuǎn)角。

4 結(jié)論

對5個內(nèi)置高強(qiáng)芯柱的方鋼管混凝土柱-鋼梁端板-螺栓連接節(jié)點進(jìn)行擬靜力試驗，并對該節(jié)點的破壞形式、抗震性能及主要參數(shù)影響進(jìn)行分析，主要結(jié)論如下：

1）各試件破壞均從梁端翼緣開始，并依次發(fā)展至梁端腹板和節(jié)點域鋼管，最終破壞形態(tài)表現(xiàn)為鋼梁距端板約0.5倍梁高處形成塑性鉸，更換梁試件在梁翼緣與端板焊縫處呈撕裂破壞。

2）各試件滯回曲線均呈飽滿的梭性，無捏縮現(xiàn)象，大軸壓比下滯回曲線更為飽滿，說明當(dāng)各試件節(jié)點發(fā)生梁端塑性鉸破壞時均表現(xiàn)出較好的耗能能力。

3）軸壓比較大時，試件延性較差，但耗能能力更強(qiáng)；軸壓比較小時，試件初始剛度較大，但剛度退化迅速；內(nèi)置高強(qiáng)芯柱時，節(jié)點處梁端承載力較高但延性較低；FRP鋪層數(shù)對該破壞模式下的節(jié)點承載力無明顯影響，但隨著FRP鋪層數(shù)增多，試件初始剛度和耗能能力均得到提升。

4）相比原試件，更換梁試件仍發(fā)生梁端塑性鉸破壞，因此，節(jié)點承載力無明顯變化，但由于組合柱存在初始損傷，試件耗能能力、延性和初始剛度均有所降低。

5）節(jié)點域組合柱以受彎變形為主，而兩側(cè)鋼梁通過塑性鉸主要承擔(dān)節(jié)點域剪切變形，在整個加載過程中各試件節(jié)點域組合柱剪切變形占比均未超過總變形量的40%。依據(jù)試件初始剛度可以判定該節(jié)點屬于剛性節(jié)點。

6）節(jié)點域采取對穿螺栓可將梁端拉力轉(zhuǎn)化為對節(jié)點域壓力，隨著節(jié)點域兩側(cè)鋼梁剪切變形傳遞，使節(jié)點域混凝土斜壓帶更好地發(fā)揮了作用，這一傳力機(jī)理使混凝土受壓性能得到充分利用，節(jié)點具有了一定的自復(fù)位功效。

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