方钢管混凝土柱-H型梁新型节点倒塌性能试验研究

戎 贤，张祥幸，杜颜胜

方钢管混凝土柱-H型梁新型节点倒塌性能试验研究

戎 贤1, 2，张祥幸1，杜颜胜3

(1. 河北工业大学土木与交通学院，天津 300401；2. 河北省土木工程技术研究中心，天津 300401；3. 天津大学建筑工程学院，天津 300072)

为提高方钢管混凝土柱-H型钢梁节点连续倒塌工况下的承载力和转动能力，提出了一种H型钢梁下栓接贯通隔板上焊接外环板的新型节点形式，进行了试验研究，分析了腹板连接板处开长圆螺栓孔对节点力学性能的影响．结果表明：与以往节点形式相比，该种新型节点形式具有更高的承载力和更好的转动能力；钢梁的受力符合梁抗弯机制转悬索机制的一般规律；腹板连接板处开设长圆螺栓孔并未削弱连接，反而提高了节点的转动能力和竖向抗力，梁抗弯机制失效后进入悬链线阶段，是钢框架体系中用于抗连续倒塌设计的一种较为理想的节点形式．同时通过对比规范发现，该种新型节点形式承载力符合相关设计要求，此规范可用于该节点的设计和结构屈服预测．

钢节点；连续性倒塌；静力试验；贯通隔板；悬索机制

连续倒塌是指建筑结构在正常使用年限内，极端效应如地震、火灾、爆炸等的作用造成结构体系的局部破坏，随后失效处上部荷载的传递打破结构原有的内力平衡，进而引发与初始破坏不成比例的更大范围的破坏或坍塌．从20世纪60年代开始，伴随着几个建筑结构连续倒塌重大事件的发生[1]，人们对结构连续性倒塌的研究总共经历了3次高峰．当前，抗连续倒塌的相关研究主要包括框架体系研究[2-6]、子结构梁柱节点研究[7-16]和基于子结构试验进行框架体系实景数值模拟[17-20]3个方面．

目前规范中，抗连续倒塌设计主要包括两种定量分析的方法[5]：备用路径法(APM)和有效拉结力法(TFM)．美国总务局(GSA)制定的抗连续倒塌分析及设计指南[21]和美国国防部(DoD)的建筑物抗连续倒塌设计规范[22]均采用备用路径法(APM). DoD(2005)规范建议，对于中高安全等级的结构，梁的跨高比大于5时，塑性铰旋转角度应取12°，相当于0.213的竖向偏转(其中为梁的跨度)．

Yang等[7]对腹板夹板螺栓连接、上下翼缘角钢螺栓连接和将前两者连接方式进行组合的3种梁柱节点连接方式进行了试验．结果表明，两者组合的连接方式更有利于节点处延性和鲁棒性的发挥．同时，对7种不同的钢梁柱节点连接形式进行了试验研 究[8]和有限元模拟[9]，梁腹板与柱之间采用角钢夹板连接的栓接形式对悬链线机制最有利．Li等[10]对外环板式圆钢管梁柱节点连接形式进行了试验研究，与焊接相比，梁腹板与剪切板之间通过螺栓连接可提高节点冗余度，能更好地发挥悬链线机制，更有利于节点抵抗连续性倒塌．王伟等[11]对方钢管柱-H型梁内隔板式刚性连接节点的抗连续倒塌性能进行了试验研究．与腹板处双列螺栓集中布置相比，在下翼缘开裂后，螺栓沿梁高方向单列分散布置更利于剩余截面的轴力发展，有利于悬链线机制的充分发挥．

文献[23-25]设计了钢管混凝土柱-钢梁下翼缘螺栓连接、上翼缘焊接的装配式节点形式，有效解决了装配式精度和施工问题．此种节点形式下翼缘采用螺栓连接，在柱失效的模式下，具有更强的竖向抗力；上翼缘采用焊接，解决了装配式施工中精度控制不佳而造成的螺栓难以对中的问题．本文在前述研究的基础上提出了一种新型梁柱节点形式并对其进行了试验研究．

1 试验概况

1.1 试件设计

本试验设计了两个满足基本力学性能及抗震要求的方钢管混凝土柱-H型梁下栓接贯通隔板上焊接外贴板连接的梁柱节点试件(见表1)．方钢管柱截面规格为□250×10，H型梁截面规格为H300×150× 6×8，腹板连接板厚8mm，贯通隔板、外贴板和外环板厚度均为10mm，柱内贯通隔板处设置的浇筑孔直径为150mm，4角各设置一个直径为25mm的透气孔(见图1(a)、(b))．钢梁下翼缘与贯通隔板之间、钢梁腹板与焊接在方钢管柱上的腹板连接板之间均采用10.9级摩擦型高强螺栓连接；钢梁上翼缘与上外环板之间、上外环板与方钢管柱之间以及下贯通隔板与上下方钢管柱之间均采用开坡口全熔透焊接；上贴板与方钢管柱和外环板之间均采用角焊缝焊接(见图1(c))．

表1 试件参数

Tab.1 Dimensions of specimens

图1 新型梁柱节点详图

两个试件的区别为腹板连接板上螺栓孔开孔形式，以考察螺栓孔变化对节点竖向位移、梁柱转角和节点承载力的影响．试件SI-1腹板连接板处开圆螺栓孔，试件SI-2腹板连接板处采用长圆螺栓孔．梁柱子结构采用双半跨单柱形式，梁跨度取为4.7m，即梁的跨高比为16．柱高取1.3m．试件采用Q345B钢和强度等级为C50的混凝土，实测材性如表2所示．

表2 试件材料性能参数

Tab.2 Mechanical properties of materials used in specimens

1.2 试验装置与加载

试验前设计了一套用于约束梁端和柱底的试验装置．如图2(a)所示，为了模拟柱失效情形下节点处实际受力情况，梁端两个水平反力三角架与钢梁间采用固定铰连接，与实际钢梁跨中反弯点的作用一致．三角反力架与实验室底板之间锚接，锚杆抗剪提供试验过程中的水平反力．柱底处安装了滑动约束装置，可有效防止柱子在试验过程中出现较大倾斜．实际试验时，在子结构钢梁跨中平面外设置了水平防侧移装置(见图2(b))，可调节装置能保证试验前水平侧移装置与钢梁上下翼缘的临界接触，从而防止梁柱节点在竖向滑移过程中因加工误差导致钢梁扭曲．试件柱顶与上部1000kN电伺服作动器连接，整个试验过程中，保证柱身竖向滑移．

选用静态采集仪DH3816N对节点处竖向位移和荷载进行采集．本试验采用柱端加载方式，全程采用先由荷载控制后转为位移控制的加载方式[26]．第1～4级，采用每级加载40kN、加载速度为8kN/min的荷载控制；第5级采用加载20kN、加载速度为8kN/min的荷载控制；第6～10级，采用每级加载10mm、加载速度为2mm/min的位移控制；第11级开始，采用每级加载30mm、加载速度为4mm/min的位移控制．每级加载结束后持荷3～5min．当加载至试件发生明显破坏或承载力不再上升时，试验结束.

图2 试验加载装置

1.3 试验量测

量测内容主要包括柱顶荷载、竖向位移与试件关键截面应变．竖向位移能为梁柱子结构竖向大变形特征分析和内力分析提供依据，位移计布置位置参见图3．其中W表示钢梁西侧，E表示钢梁东侧．

图3 位移计布置

以西侧位移计布置为例，作简要介绍：两端铰接处用销轴与试验装置连接，铰接处刚度大、变形小，因此D1是对D3测值的修正；位移计D13和D15是为了修正因铰接处初始缝隙而造成的短柱竖向位移；考虑梁长和节点区塑性变形明显等因素，靠近核心区处位移计间距设为400mm；上外环板处刚度较大，梁上翼缘在大变形情形下不会对位移测量产生较大影响，因此将位移计D11布置在平面内柱左距中轴线150mm处．

在梁柱试件上选取关键截面布置了应变片，梁试件的测点截面位置参见图4．靠近梁两端三角反力架铰支座的1、1截面，由于远离塑性区域，在试验过程中通常假定始终处于弹性状态，可根据该截面应变计算出钢梁内力；塑性区域2、2截面和3、3截面的应变值可用来分析节点区附近的应变分布和发展特征，分析梁柱连接处的传力机制和受力特征，截面位置选取详见图4．

图4 应变片布置

2 试验结果及分析

2.1 试验曲线及失效模式

方钢管混凝土柱-H型钢梁下栓上焊节点柱顶加载的荷载-位移曲线如图5所示．图中已标识出各个阶段的关键点，并标出了关键点的荷载和位移值．试件SI-1和SI-2的破坏形态分别如图6和图7所示.

如图5所示，试件SI-1和SI-2在前期的受力特性基本上保持一致．开始加载时，钢材处于线弹性阶段，加载至120kN时表现为非线性特征，钢梁出现轻微弯曲，整个试件主要是由梁抗弯机制提供竖向荷载抗力．当荷载加载至180kN(A/I)附近时，钢梁上翼缘发生明显屈曲变形(图6(a)、图7(a))，整个节点突然发生竖向大位移，荷载减小，期间伴有较大声响，与实际倒塌过程表现一致．

图5 试件荷载-位移曲线

(1) 试件SI-1发生竖向大位移时，荷载由178kN降至145kN，位移由76mm瞬间增至190mm.随后，荷载随位移的增加而提高，在位移增至255mm的过程中，西侧钢梁下翼缘处螺栓孔发生明显的孔壁承压破坏(图6(b))，形状变为椭圆长孔，螺栓边距钢板颈缩现象不明显，螺栓出现较大滑移，荷载发生较小下降后随即继续增加．当位移增加至354mm时，钢梁下翼缘在与贯通隔板连接的最外侧螺栓处发生较大弯折翘曲变形(图6(c))，随着变形的加大，承载力从645kN开始下降，随即上升．位移到达403mm的过程，贯通隔板最外两侧螺栓连接处，两钢梁下翼缘逐渐由颈缩转为断裂，荷载增至656kN后开始下降．试件SI-1发生破坏(图6(d))，试验停止加载．

图6 试件SI-1破坏过程

图7 试件SI-2破坏过程

(2) 试件SI-2发生竖向大位移时，荷载由180kN降至130kN，位移由83mm瞬间增至240mm．随着持荷时间增长，位移由240mm增至324mm，贯通隔板最外侧H型钢梁下翼缘螺栓孔发生轻微孔壁承压破坏，螺栓出现一定程度的滑移(图7(b))．破坏的节点开始对作动器产生拉力作用，荷载随位移的增大而缓慢增加，由130kN增至226kN．

随后对试件SI-2继续施加竖向荷载．位移增至395mm时，柱东侧上翼缘屈曲变形严重，上翼缘与腹板在核心区连接处发生撕裂(图7(c))；上翼缘焊缝处呈现90°弯折，坡口焊缝有轻微撕裂迹象；上外环板与南北两侧外贴板焊缝处出现轻微裂纹，上外环板屈曲变形严重．下翼缘在东侧起第2和第3个螺栓间发生弯折．柱东下翼缘最东侧螺栓孔的南北两侧边板均有颈缩迹象；腹板连接板东侧，腹板向北屈曲变形严重(图7(d))．下翼缘与贯通隔板向上弯曲严重，东西两侧腹板螺栓出现一定程度滑移，承载力下降至439kN后继续上升，峰值荷载为712kN．位移增至422mm时，试件发生明显破坏，承载力迅速下降，试验停止加载(图7(e))．

从图5荷载-位移曲线可以看出，方钢管混凝土柱-H型钢梁下栓上焊新型节点具有较高的竖向承载力和较大的竖向变形能力，且曲线变化趋势符合一般钢梁柱节点的受力特性．试件SI-1节点核心区贯通隔板刚度较大，从最终破坏形态可以看出，短柱竖向大位移主要是由于上翼缘屈曲变形、贯通隔板外钢梁下翼缘钢材屈服、螺栓孔的孔壁承压破坏以及螺栓孔边板颈缩和断裂．试件SI-2与SI-1相比，抗弯承载力相当，具有更好的竖向变形能力和更高的最终抗力.节点核心区钢梁上翼缘与腹板连接的薄弱部位(图7(a))在加载过程中发生弯折屈曲破坏，钢梁下翼缘的孔壁承压破坏和腹板连接板处开设长圆螺栓孔在一定程度上均有利于提高节点的竖向位移．梁柱节点转动能力的提高有利于悬链线机制的发挥，可以提高节点在柱失效模式下的变形能力和最终竖向抗力.

2.2 试件变形分析

随着加载的进行，H型梁产生了较大竖向变形，钢梁上布设的位移计反映出其变形特征(见图8)，以试件SI-1为例，钢梁在加载前期主要表现为梁弯曲变形，随着竖向位移的增大，每两个测点之间近似呈直线连接状态，即悬链线特征．

图8 试件SI-1的变形发展过程

从旋转角度来看，试件SI-1较早进入悬链线阶段(0.15rad，见图5)，试件SI-2在转角处略大于0.16rad(见图5)时整体由梁抗弯转变为悬链线作用抵抗柱顶轴压力．两试件较以往研究的节点类型[8, 11]具有更高的转动能力和竖向抗力(见表3)．试件SI-2的整体变形形态如图9所示．

表3 不同梁柱节点转角和竖向抗力对比

Tab.2 Comparison of corner and vertical resistance of different beam-column joints

注：试件SI-3、SI-4数据来自文献[11]；试件SI-5～SI-8数据来自文献[8]；钢柱和梁尺寸为英标换算后的对应值；钢材S355和Q345B具有相同的屈服强度和抗拉强度．

图9 试件SI-2的最终变形形态

2.3 梁截面应变发展与分布

试件SI-1和SI-2截面1的轴向应变发展如图10所示．可以看出，起始阶段钢梁上部受压、下部受拉，且上部压应变值约为下部拉应变值的2倍，即发生相同竖向位移时，上部变形要远大于下部变形．试件SI-1竖向位移从80mm增至190mm(图5中段)过程中，1截面各个测点应变值基本没有变化，符合段竖向荷载未增加致使钢梁内力不增长的变化规律．之后钢梁进入拉弯阶段，随着竖向位移的继续增加，图10(a)中钢梁上翼缘应变由负值变为正值(图5中点)，钢梁进入悬链线阶段，即此时钢梁全截面受拉．从应变片S13与其他位置应变走势可以看出，当节点竖向位移超过310mm时，钢梁有反向受弯趋势．试件SI-2变形特征和试件SI-1较为相似．当竖向位移达到324mm(图5中点1)时，从图10(b)可以看出，钢梁全截面开始受拉，钢梁由抗弯阶段很快进入悬链线阶段，此时钢梁全截面受拉.

加载全过程中，贯通隔板外靠近塑性区域的截面2的轴向应变分布情况如图11所示．试件SI-1的竖向位移小于100mm时，整个截面上部受压下部受拉，中性轴略高于钢梁几何形心，下部拉应变略高于上部压应变．竖向位移超过100mm时，钢梁向下发生瞬间塌陷，随后进入拉弯阶段，钢梁除上翼缘及其附近较小范围内受压外，其他部位应变均为正，表现为受拉．试件SI-2与SI-1在截面2处拉压情况表现相似，但前期梁抗弯阶段中性轴更接近几何形心高度，后期截面各测点拉应变值较大．

图10 试件截面W1的轴向应变发展

图12所示为两个试件钢梁截面3的上、下翼缘处轴向应变发展曲线．试件SI-1的下翼缘处于受拉状态，钢梁下翼缘受贯通隔板最外侧摩擦型高强螺栓的影响，拉应变值较小，3截面受拉变形不明显．应变片S41值较大，此处上翼缘发生了局部受压屈曲，S43处钢板受压变形较小．当节点竖向位移超过200mm时，钢梁全截面受拉，上、下翼缘处的钢材应变均变为正．试件SI-2始终表现为上翼缘受压、下翼缘受拉．

图12 试件截面W3的上、下翼缘轴向应变发展

3 计算方法

计算出效应设计值，与钢梁的实际抗力进行比较．根据《高层民用建筑钢结构技术规程》(JGJ 99—2015)[27]可知，梁与柱连接的全塑性截面受弯承载力计算公式为

其中，H型钢梁与方钢管柱刚性连接时，取

对于方钢管柱，m取值为

钢梁净截面如图13(a)所示，经计算得m＝73.5mm，e＝7003cm4，ej＝461928mm3．在该工况作用下，最不利截面处全截面塑性受弯承载力p＝181kN·m．故对应梁柱子结构柱顶荷载理论值p＝176.7kN．理论计算简图如图13(b)所示，取上外环板与钢梁焊缝外侧25mm处为不利截面．

图13 计算简图

通过比较梁柱节点屈服时试验实测值与理论计算值(表4)发现，两者的误差均在2%之内．因此，采用《高层民用建筑钢结构技术规程》(JGJ99—2015)设计方钢管柱-H型梁下栓接贯通隔板上焊接外环板的新型节点形式时承载力是可行的．

表4 节点屈服荷载试验值E与理论计算值P对比

Tab.4 Comparison of test results FE and theoretical cal-culation results FP

4 结 论

本文提出了一种新型方钢管柱-H型梁节点连接形式，通过对梁柱子结构模型进行试验研究，分析了该节点形式的承载力和梁柱转动能力，对腹板连接板处开长圆螺栓孔的影响进行了比较分析，得出了钢梁各受力阶段和相关力学特征．

(1) 方钢管混凝土柱-H型钢梁下栓接贯通隔板上焊接外环板的新型节点形式具有较高竖向抗力和较好转动能力．贯通隔板较高抗拉能力和与下翼缘的栓接在很大程度上提高了梁柱连接冗余度，能够提供更加可靠的拉结力；同时，较好的梁柱节点转动能力后期可以提供更大的竖向荷载抗力．因此，该种节点形式有利于柱失效模式下梁柱节点受力．

(2) 该种新型节点形式在竖向荷载作用下，梁的受力符合先经历抗弯阶段后转为悬链线阶段的受力机制．腹板连接板处开长圆螺栓孔的试件SI-2与SI-1相比，竖向抗力提高8.54%，竖向位移提高4.7%，具有更好的转动能力．试件SI-1受力总共经历3个阶段：抗弯、拉弯和悬链线阶段；试件SI-2只经历两个阶段，即抗弯阶段和悬链线阶段．

(3) 方钢管柱-H型钢梁下栓接贯通隔板上焊接外环板的新型节点形式的设计符合《高层民用建筑钢结构技术规程》(JGJ 99—2015)，且理论计算值比真实值略小，误差在2%以内，因此，可采用此规范对该种新型节点形式进行设计和屈服承载力预测．

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Experimental Study on Collapse Behavior of a Square Concrete-Filled Steel Tubular Column-H-Beam Joint

Rong Xian1, 2，Zhang Xiangxing1，Du Yansheng3

(1. School of Civil and Transportation Engineering，Hebei University of Technology，Tianjin 300401，China；2. Civil Engineering Technology Research Center of Hebei Province，Tianjin 300401，China；3. School of Civil Engineering，Tianjin University，Tianjin 300072，China)

To improve the bearing and rotational capacities of a square concrete-filled steel tubular column with H-beam joints under progressive collapse conditions，we propose a beam-column connection using a steel beam with an H-shaped lower flange and perforation plate bolting with the upper flange welded to outer ring plates．This joint form was statically tested by electric servo actuator．The influence of an exposed long，round bolt hole on the mechanic-cal properties of the joint was also analyzed．Results showed that the proposed connection had higher bearing and rotational capacities compared to previous connection forms；further，the force component of the steel beam conformed to the general beam bending conditions．The long，round bolt holes set at the connecting web plate did not weaken the connection；on the contrary，they improved rotational ability and vertical resistance of the joint．The catenary stage appeared after the beam-bending resistance mechanism failed．Furthermore，we found that the bearing capacity of the connection met the relevant design requirements in accordance with the standard specification．Hence，this specification can be used for the design and structural yield point prediction of the connection．The proposed connection form was found to be ideal for resisting progressive collapse conditions in the steel frame system．

steel joint；progressive collapse；static test；perforation plate；catenary mechanism

TU398

A

0493-2137(2020)07-0704-09

10.11784/tdxbz201905108

2019-05-30；

2019-08-02.

戎 贤（1965—  ），男，博士，教授，xrong@hebut.edu.cn.

杜颜胜，duys@tju.edu.cn.

国家自然科学基金资助项目(51808182)；河北省自然科学基金资助项目(E2017202278).

Supported by the National Natural Science Fundation of China(No.51808182)，the Hebei Provincial Natural Science Foundation (No.E2017202278).

(责任编辑：樊素英)