水平穿心板式钢管混凝土柱- 钢梁栓接节点力学性能分析

叶全喜， 李桐栋， 王元清， 林 樱， 赵亚男， 舒 畅， 张 枫

(1.清华大学土木工程系，土木工程安全与耐久教育部重点实验室， 北京 100084；2.河北水利电力学院土木系，河北 沧州 061001；3.河北省岩土工程安全与变形控制重点实验室， 河北 沧州 061001;4.中国五洲工程设计集团有限公司， 北京 100053； 5.深圳金鑫绿建股份有限公司， 深圳 518117)

钢管混凝土柱作为钢筋混凝土柱与钢骨混凝土柱的改进形式，可通过外部钢管与内部混凝土的相互约束作用，实现较高的稳定及承载性能[1]. 钢管混凝土柱的截面形式灵活多样，可保持截面积不变，仅通过改变外钢管的截面形式满足建筑布局的各种需求. 窄截面的钢管混凝土柱作为其中的一种特殊形式，其截面宽度通常与内墙宽相近(大约200 mm)，可有效避免传统矩形柱由于截面宽度过大造成室内出现凸角、影响房间布置效果的问题.

传统钢管混凝土柱- 钢梁节点可参照《钢管混凝土结构技术规范》[2]推荐的构造形式选用，但对窄截面的钢管混凝土柱而言，其梁柱节点若采用传统内隔板连接构造，内隔板的焊接施工将非常困难且不利于混凝土浇筑，若采用传统外环板连接构造，其用钢量及尺寸较大，且外环板凸角明显，影响建筑美观. 目前，国内外学者针对上述问题提出多种梁柱节点构造形式. Sheet等[3]对采用穿芯钢棒连接的钢管混凝土柱- 钢梁节点进行循环荷载试验. Ding等[4]提出一种穿心螺栓与穿心板混合使用的钢管混凝土柱- 钢梁节点，并对其力学性能进行试验研究. Elremaily等[5]、Azizinamini等[6]提出一种梁贯通的钢管混凝土柱- 钢梁节点，给出该节点的设计方法，并对节点力学性能进行试验研究. 凡红等[7]、童敏[8]对双侧板贯穿式方钢管混凝土柱- 钢梁节点进行试验研究. Kim等[9]对采用水平隔板和垂直隔板构造的半内隔板式钢管混凝土柱- 钢梁节点进行试验. Shin等[10]对采用T形加劲肋的钢管混凝土柱- 钢梁节点进行试验研究. 郑龙等[11]对钢管混凝土柱- 钢梁穿心螺栓外伸端板式节点进行单调加载试验研究，研究该种节点的破坏变形、承载能力等性能. 刘学春等[12]提出一种上下柱法兰连接的L形钢管混凝土柱-H型钢梁全螺栓装配节点，该节点的构造方式可有效解决内隔板焊接困难的问题. Liu等[13]提出一种双侧板连接的墙式钢管混凝土柱- 工字梁节点，并对其抗震性能进行试验研究. Zhang等[14]提出一种通过三角形加劲肋传力的Z字形装配式钢结构梁柱节点，并对其设计原理、抗震性能进行理论及试验研究.

以上各种构造中，穿心式连接构造具有荷载传递路径清晰，穿心构件可直接将外荷载传递到节点核心区、占据钢管内空间较小，不影响混凝土浇筑的优点，是一种非常适合在窄截面钢管混凝土柱- 钢梁节点中应用的构造形式. 竖向穿心板式连接节点[15]就是其中一种非常典型的构造形式，通常将其沿窄截面钢管混凝土柱截面的长边方向布置，但对于角柱这种需要沿柱截面的2个水平方向同时布置节点时，其构造便难以满足上述穿心式连接的优势需求.

为了实现在窄截面钢管混凝土柱中与竖向穿心板式连接构造合理布置、快速施工装配、便于混凝土浇筑及合理有效传力等功能，提出一种沿窄截面柱子截面短边布置的水平穿心板式连接节点，并对其抗震性能行试验研究[16]. 本文主要介绍该节点的构造布置形式，并对其加载过程、破坏模式及力学性能进行试验及有限元单调加载的对比分析.

1 节点构造及装配制作过程

该水平穿心板式栓接节点 (horizontal through diaphragm bolted joint，HTDBJ) 的构造如图1(a)所示，节点主要由窄截面的钢管混凝土柱子、钢梁、单剪切板、加劲板、水平穿心板、高强螺栓组成.

图1 节点构造组成

由图1(b)可知，窄截面钢管混凝土柱截面的2个水平方向可分别布置2种穿心板式的连接方式：竖向穿心板式连接，沿柱子截面长边方向布置[15]；水平穿心板式连接，沿柱子截面短边布置.

HTDBJ的制作、装配步骤为：

步骤1水平穿心板采用偏心布置的方式，沿短边柱壁内侧，紧贴竖向穿心板、对穿外钢管柱两长边柱壁，并与其焊接固定. 这样的构造便于外钢管内的混凝土浇筑、搅拌. 单剪切板在上下水平穿心板中间位置与长边柱壁焊接固定，加劲板与下水平穿心板及长边柱壁焊接固定，并承担竖向施工荷载. 节点所有的焊接工作均在工厂完成.

步骤2焊接好的试件运抵施工现场后，采用高强螺栓将钢梁翼缘与水平穿心板、钢梁腹板与单剪切板连接在一起.

步骤3外钢管内浇筑C40混凝土，最终形成HTDBJ.

2 节点试验概况

2.1 试件尺寸及材性

本文采用Q345钢材设计了1个足尺的十字形HTDBJ试件，并对其进行单调加载试验. HTDBJ试件的柱子截面为220 mm×440 mm×12 mm；梁截面为170 mm×350 mm×6 mm×10 mm，梁端加载点到柱子中心的距离为2 530 mm；水平穿心板为矩形钢板，尺寸为800 mm×170 mm×12 mm；其余尺寸见图2. 试件各钢结构部分按文献[17]的规定进行材性试验，材性参数见表1. 钢管内混凝土采用C40级，按文献[18]进行试验测得的混凝土抗压强度fck为54.2 MPa.

表1 试件材性参数

图2 HTDBJ尺寸(单位：mm)

2.2 试验方案

试件加载装置见图3：钢管混凝土柱上下各安装1个铰接柱靴模拟上下柱反弯点的边界条件，柱靴由左右2个水平千斤顶固定，上部千斤顶按轴压比0.3对钢管混凝土柱施加恒定轴力，南北的2个竖向MTS执行器连接梁端进行上下加载，在南部钢梁端部设置侧向约束，在北部梁中间位置设置侧向约束(受场地限制，侧向约束只能放在梁中部位置)防止加载过程中梁的平面外失稳.

图3 试验加载示意图

2.3 加载制度

单调加载：MTS执行器以2 mm/s的速度加载，南北两梁端分别向上、向下加载，每加载5 cm暂停加载并观察现象，直至加载到梁端竖向荷载降至峰值荷载的85%或节点破坏严重、加载位移过大不宜继续加载为止.

3 有限元模型

图4为节点的简化变形图，如图4所示，通常高强螺栓连接节点梁端的竖向位移S包括：节点域剪切变形产生的竖向位移S1、节点整体转动产生的竖向位移S2、梁的弯曲变形产生的竖向位移S3、高强螺栓连接部分转动产生的竖向位移S4. 本试验中钢管混凝土柱端按轴压比0.3施加200 t的轴向压力，测得的S1及S2均非常小，可以忽略不计. 因此本文中节点试验所得S中只包括S3、S4. 又由于HTDBJ为十字形节点，其整体结构关于柱子左右对称，因此HTDBJ有限元模型可采用半部结构的方式建立，按向上和向下2种加载方式即可模拟试验构件的加载过程.δ为梁端施加的竖向位移荷载.

图4 节点变形示意图

3.1 有限元模型的建立

应用ABAQUS有限元软件建立HTDBJ模型如图5所示，各组成部分单元类型均采用C3D8R. 为提高运算精度及运算效率，以试验破坏模式为参考，对节点关键部位的网格细化，忽略上下水平穿心板间距大于梁高引起的安装缝，上下水平穿心板间距与梁按等高处理. 为防止加载点处应力集中，在梁端及柱顶加载点处均绑定刚性垫块.F为柱顶轴向压力，与试验中柱顶轴力相同，按0.3倍轴压比施加于柱顶刚性垫块中心；有限元分析时δ施加在刚性垫块中心处.

图5 HTDBJ有限元模型

3.2 边界条件设置

HTDBJ边界条件设置与试验相同，见图5.

通过设置柱子顶部及底部的边界条件模拟柱靴的铰接作用，柱子顶部仅允许沿其轴向的平动及加载平面内绕X轴的转动；柱子底部仅允许发生加载平面内绕X轴的转动. 通过设置刚性垫块加载点的边界条件模拟试验时梁端的侧向约束，允许梁端发生加载平面内水平、竖直向的平动及加载平面内绕X轴的转动. 其中，UX、UY、UZ分别表示沿坐标轴X、Y、Z的平动；UrY、UrZ分别表示沿坐标轴Y、Z的转动.

3.3 接触关系设置

有限元模型中梁上翼缘与上穿心板、梁下翼缘与下穿心板、梁腹板与剪切板间的接触关系在法线方向设置为硬接触，切线方向设置为摩擦. 高强螺栓与各个接触板件间的接触关系在法线方向设置为硬接触. 柱子外钢管与内部混凝土间在切线方向设置为摩擦，摩擦因数取0.6[19]、在法线方向设置为硬接触. 穿心板与柱子外钢管间采用绑定模拟焊接，其与内部混凝土的包裹关系采用嵌入功能模拟.

由于试验节点中各摩擦接触面均进行喷砂处理，但喷砂质量对摩擦因数有很大影响，因此，为准确模拟该节点的试验加载过程，摩擦因数参考文献[15]取值，依据节点试验得到荷载- 位移曲线滑移段数据，按力矩平衡关系计算得到擦面摩擦因数为0.345，小于文献[20]规定的0.5，说明各接触面的喷砂效果不佳.

3.4 节点有限元模型材性参数

HTDBJ有限元模型各组成部分的材性数据均以2.1节材性试验参数为基础，钢材按双折线模型输入. 混凝土采用ABAQUS自带的塑性损伤模型，其参数参考文献[19]及混凝土材性试验结果取值.

4 加载过程、破坏模式分析

4.1 加载过程分析

试验分析时HTDBJ南北两钢梁的加载方向相反：南部连接梁端向上加载，梁上、下翼缘分别受压、受拉，有限元模型钢梁按向上加载与之对应；北部钢梁的梁端向下加载，梁上下翼缘分别受拉受压，有限元模型钢梁按向下加载与之对应. 选取试验加载的整体图、南北部连接节点放大图及有限元分析节点放大图，见图6，对比不同位移幅值下HTDBJ试验及有限元分析的变形状态.

图6 HTDBJ不同位移下的变形状态

当试验加载的梁端竖向位移达到14.72 mm左右时，南部连接开始滑移，并且此时南部梁端出现很小的扭转，由于梁端与侧向约束间距离较小，梁端与侧向约束发生摩擦发出轻微的咔咔声，对应有限元分析的梁端竖向位移达到15.18 mm左右时，有限元节点开始滑移. 由于北部梁端的侧向约束布置位置远离梁端，因此在加载初期梁端便开始出现扭转，梁中部与侧向约束发生摩擦，试验加载的梁端竖向位移达到15.81 mm左右时，北部连接开始滑移，对应有限元分析的梁端竖向位移达到16.12 mm左右时，有限元节点开始滑移. 当梁端竖向位移达到110 mm左右时，试验分析的南北两钢梁及有限元分析的钢梁在加载平面内发生较大的整体弯曲变形，其受压翼缘均开始出现微弱的屈曲变形. 在竖向位移荷载达到160 mm时，试验分析的南北两钢梁受压翼缘均发生明显的屈曲破坏，靠近受压翼缘的腹板发生鼓曲，北部梁端扭转作用更加明显，此时由于加载位移较大，继续加载存在加大的危险，因此试验停止. 有限元分析加载至160 mm时，结果与试验现象相似，由于有限元梁端的边界条件设置理想，无扭转发生，因此无论向上、向下加载，其受压翼缘的屈曲变形均较试验更加严重，此外有限元分析中靠近受压翼缘的腹板也发生明显的鼓曲现象. 由以上试验及有限元分析的状态对比可知，HTDBJ有限元分析与试验破坏过程吻合较好.

4.2 破坏模式分析

以HTDBJ梁端向下加载为例对该节点破坏模式进行分析，HTDBJ翼缘截面受力见图7. 此时梁上翼缘受拉、下翼缘受压，受拉翼缘连接存在2个最不利削弱截面1-1、2-2，在拉力作用下，2个截面均可能出现受拉塑性破坏；受压翼缘连接区域与相邻梁翼缘相比，具有很大的加强作用，所以只可能发生连接区域外的翼缘屈曲破坏及相邻腹板鼓曲破坏. 因此，HTDBJ可能出现的破坏模式包括：梁受压翼缘的屈曲破坏、与受压翼缘相邻腹板的鼓曲破坏、梁受拉翼缘连接中最外侧螺孔削弱截面1-1及最内侧螺孔削弱截面2-2的受拉塑性破坏.

图7 HTDBJ翼缘截面受力分析

梁端向上加载时，梁上翼缘受压、下翼缘受拉，相应受拉翼缘连接的削弱截面1-1及受压翼缘的破坏模式不变，由于加劲板对下水平穿心板有一定的加强作用，相应受拉翼缘连接的削弱截面2-2不会出现受拉塑性破坏，此时HTDBJ破坏模式只包括：梁受压翼缘的屈曲破坏、与受压翼缘相邻腹板的鼓曲破坏、梁受拉翼缘连接中最外侧螺孔削弱截面1-1的受拉塑性破坏.

HTDBJ北部连接(梁端向下加载)的试验及有限元分析破坏模式对比见图8(a). 试验及有限元分析的破坏模式基本一致：受拉翼缘连接的1-1截面对应的梁翼缘、2-2截面对应的上水平穿心板均发生明显的“颈缩”式塑性变形，1-1截面的梁翼缘螺栓孔呈椭圆形. 这主要是由于本试验中水平穿心板的厚度大于梁翼缘的厚度，同时梁受弯变形时，上翼缘与上水平穿心板间有脱离的趋势，所以在1-1截面处，梁翼缘拉弯作用下更容易发生塑性变形，在2-2截面处，虽然梁翼缘厚度小于水平穿心板厚，但梁腹板对翼缘起到加劲肋的作用，因此上水平穿心板相对更易发生塑性变形破坏，受压翼缘连接外侧的梁翼缘屈曲破坏、相邻腹板鼓曲破坏，试验及有限元分析的破坏模式与理论分析一致.

图8 HTDBJ试验及有限元破坏模式对比

HTDBJ南部连接(梁端向上加载)的试验及有限元分析破坏模式对比见图8(b). 当梁端向上加载时，试验及有限元分析与理论分析相符，只发生梁受压翼缘的屈曲破坏、与受压翼缘相邻腹板的鼓曲破坏，梁受拉翼缘连接中，梁翼缘最外侧螺孔削弱截面1-1的受拉塑性破坏.

由上述HTDBJ的破坏模式可知，节点构造、节点中构件截面尺寸等对节点的破坏模式均存在一定的影响，设计时可根据实际需求对构造、截面尺寸进行调整，进而实现符合设计需求的破坏模式.

5 计算结果分析

5.1 荷载- 位移曲线分析

通常全螺栓连接的梁柱节点在加载过程中会出现明显的滑移现象，其荷载- 位移曲线会呈现明显的滑移段，而且节点滑移之前曲线呈现线弹性，节点滑移后，由于螺杆与螺孔挤压顶紧，节点进入强化阶段，曲线呈非线性增长，达到最大值，此后节点屈曲破坏，曲线逐渐下降.

HTDBJ为全螺栓连接节点，其加载过程也应大致符合上述规律. HTDBJ南北2个连接的试验及有限元分析的荷载- 位移曲线见图9，由图9可知，南北2个连接的试验及有限元分析加载曲线整体吻合较好，4条曲线均存在明显的弹性、滑移、强化阶段，因此4条曲线均可按加载过程大致分为弹性阶段—滑移阶段—强化阶段—破坏阶段. 前3个阶段在试验及有限元分析的荷载- 位移曲线中表现得均很明显，在破坏阶段，南北连接有限元分析的荷载- 位移曲线有明显下降段，而试验区曲线下降幅度很小，这与图6的试验与有限元分析的最终破坏程度相符，这是因为南北2个连接在加载后期均发生明显的扭转，梁端荷载不能有效地传递到连接区域，连接区域的破坏程度相对较小所致.

图9 HTDBJ荷载- 位移曲线对比图

图10为HTDBJ南北2个连接试验及有限元分析的加载过程对比图. 以有限元分析为例对其荷载- 位移曲线进行阶段标注划分，并给出试验及有限元加载过程中各阶段的位移、荷载范围，见表2.

图10(a)为北部连接加载的试验及有限元分析的荷载- 位移曲线，由图10(a)和表2可知，加载初期梁端开始出现较小的扭转，侧向约束与梁中部发生挤压，曲线出现很小的转折，其刚度略有增加，但整体与有限元分析曲线吻合较好. 在滑移阶段，二者吻合较好，滑移荷载相差不大. 在强化阶段末期(130 mm左右)，试验梁端扭转作用开始逐渐变大，试验加载曲线略有上升后缓慢下降.

图10(b)为南部连接加载的试验及有限元分析的荷载- 位移曲线，由图10(b)和表2可知，梁端在滑移开始前出现扭转，侧向约束与梁端发生挤压，曲线呈现较小的弯折，其刚度略有增大. 在滑移阶段，试验与有限元分析曲线吻合较好，滑移荷载相差不大. 在强化阶段末期(120 mm左右)，与北部连接相似，由于试验梁端扭转作用开始加大，梁端与侧向约束间挤压更加严重，试验曲线略有上升后开始缓慢下降.

图10 南北两连接的荷载- 位移曲线

表2 不同阶段位移及荷载范围

5.2 节点刚度评价

按照欧洲规范EC3[21]的评价方法，对HTDBJ的刚度进行分类评价. 以转动刚度为标准：1) 名义铰接，K0≤0.5EIb/Lb. 2) 刚性连接，K0≥8EIb/Lb，无侧移框架；K0≥25EIb/Lb，有侧移框架. 其中：K0为节点初始刚度；EIb为梁的抗弯刚度；Lb为梁的跨度；Mu为节点抗弯承载力. 3) 半刚性连接，不满足条件1)和2)的连接.

由表3可知，HTDBJ试验及有限元分析所得的初始转动刚度均大于10倍的EIb/Lb，且有限元分析所得节点初始转动刚度与试验值相差不大，说明有限元分析在弹性段与试验吻合较好.

表3 节点刚度参数

本节点适用于多高层装配式钢结构住宅，可按有侧移框架设计，按转动刚度标准分类，HTDBJ属于半刚性连接节点.

5.3 节点延性分析

节点延性系数β计算公式为β=θu/θy，其中：β为节点延性系数，θu为节点极限弯矩对应的转角，θy为节点屈服时对应的转角. 当节点有明显滑移过程时，其理论的各转角关系参考文献[16]取值.

①α为节点初始刚度与EIb/Lb的比值.

由试验及有限元分析结果可得节点延性系数及各转角，见表4，由表4可知，南北2个方向节点及有限元模型单调加载的位移延性系数都大于6，满足文献[22]关于节点可用于抗震区、延性性能良好的要求，所有节点塑性转角均满足欧洲规范EC8[23]关于塑性转角大于0.035 rad的要求，说明该种节点均具有较强的塑性转动能力.

表4 节点各转角参数

对比表4中试验及有限元分析所得数据可知，试验中南北2个连接由于在加载后期均发生明显扭转，因此其极限弯矩转角比有限元分析要大，相应的塑形转角、延性系数也比有限元分析所得数值大，南部连接向上加载与北部连接向下加载相比，无论试验还是有限元分析，所得数据均偏小，说明加载方向对HTDBJ延性存在一定的影响，这主要是由于节点构造不对称所致，因此建议在HTDBJ水平穿心板上部也焊接加劲板，使得该节点成为对称构造.

6 结论

1) HTDBJ构造能与竖向穿心板式连接构造在窄截面钢管混凝土柱中共同使用，具有构造简单、装配便捷、易于浇筑混凝土、传力明确等优点.

2) HTDBJ均属于半刚性连接，其试验及有限元分析的加载过程均可分为弹性阶段、滑移阶段、强化阶段、破坏阶段.

3) 节点构造、截面尺寸等因素对HTDBJ延性及破坏模式均有一定的影响，设计时可根据实际需要调整构造及截面尺寸，以实现设计所需的破坏模式.

4) HTDBJ试验及有限元分析的延性系数大于6、塑形转角大于0.035 rad，满足相关规范的要求.