大型单列式主厂房钢骨混凝土边节点抗震性能研究

刘元文，魏文飞，甘 来

(1.武汉工大建筑工程公司，湖北 武汉 430070;2.武汉理工大学 道路桥梁与结构工程湖北省重点实验室，湖北 武汉 430070)

在以往的大型工业建筑中，常常采用多列式主厂房的结构布置形式。这种结构布置形式一方面增大了厂房的横向刚度，减小了柱截面的尺寸，并给予工艺和设备更多的使用空间;另一方面也能节约材料和减轻自重，使得多列式尤其是两列式主厂房结构在以往的工业建筑中得到广泛应用。但是，由于多列式厂房需要考虑采光和通风问题，结构布置相比单列式厂房复杂得多，给结构设计带来了很大的困难。因此，越来越多的两列式大型厂房开始改为单列式主厂房的结构布置形式。由于两列式大型厂房高度和跨度通常较大，使得改变后的单列式主厂房钢筋混凝土柱截面尺寸较大，常常不能满足工艺要求，在这种情况下，采用钢骨混凝土柱-钢梁屋面结构体系可以很好的解决这个问题。

近些年来，越来越多的单列式主厂房已经采用了钢骨混凝土柱-钢梁屋面结构体系，并且，为了便于施工以及工艺的要求，顶层节点常设计成梁贯通的连接形式。但在实际工程设计中，由于结构的屋面钢梁截面高度较大，顶层边节点的梁柱型钢截面弯矩承载力比超过了相关规范［1］承载力公式的应用范围，而且由于钢梁的影响，节点区也容易出现承压破坏的情况。因此，需针对此情况对此类结构的顶层边节点做进一步的抗震性能研究。目前国内外对钢骨混凝土梁柱节点的抗震性能做了不少研究工作，并取得了大量的研究成果［2～5］，很多国家和地区都制定了相应的技术规范和规程［6，7］。但对于此类屋面钢梁截面尺寸比较大的节点还缺乏研究，相关规范［1］中也缺乏对其节点承载力的计算方法。因此，本文以某一实际工程中的大型单列式汽机机房为研究对象，选取其顶层边节点制作缩尺模型，并进行低周往复加载试验和有限元数值模拟分析，以研究节点的破坏形态、承载能力和耗能能力。

1 工程背景

本文的工程背景为某一大型钢骨混凝土结构单列式汽机厂房，根据工艺需要，厂房设计成三层框架，结构形式如图1所示(图中标高单位为m，其余尺寸单位为mm)。本文研究对象为顶层边节点，该节点为钢骨混凝土柱-钢梁节点。根据前期整体结构的弹塑性分析结果和梁柱构件截面优选设计，最终确定钢骨混凝土柱(1-1剖面)截面尺寸为700 mm×700 mm，混凝土采用C40，型钢采用H型钢，截面为500 mm×400 mm×12 mm×22 mm，纵筋配置为12 25，箍筋配置采用 14@100;屋面梁(2-2剖面)采用H型钢，截面为1800 mm×700 mm×20 mm×40 mm，型钢材料为Q345。为了施工方便和工艺要求，节点设计成钢梁贯通的连接形式。

图1 厂房横向框架

2 钢骨混凝土结构边节点试验

2.1 试验模型节点设计

根据原结构尺寸和武汉理工大学工程结构振动研究中心试验设备条件，本文试验确定为1∶3缩尺模型试验。在试验节点模型设计中，为避免试验中的偶然性，并使试验结果更具说服力，混凝土的强度和钢筋等级与实际工程结构节点相同。混凝土的强度等级为C40，纵筋采用直径为14 mm的HRB400级钢筋，箍筋采用直径为8 mm的HPB300级钢筋。节点内的型钢、箍筋和纵筋根据相似理论强度等效的原则进行设计。本次试验共制作了两个相同的节点试件(SRCJD1和SRCJD2)。节点设计为与实际工程结构相同的梁贯通连接形式，即节点区域钢梁贯通，柱内型钢通过焊接方式与钢梁的上下翼缘处连接。节点试件模型尺寸和配筋如图2所示，节点试验模型截面信息见表1。

图2 节点试件模型尺寸和配筋/mm

表1 节点试验模型截面信息

2.2 试验材料性能

根据国家标准GB 50204-2002《混凝土结构工程施工及验收规程》［8］中关于混凝土材料性能试验的要求，本试验在浇筑节点试件的同时，还浇筑了3个150 mm×150 mm×150 mm混凝土立方体试块，并和节点试件在同等条件下养护28 d。养护完成后，对混凝土试块进行抗压强度试验。混凝土的材料性能试验结果如表2所示。

表2 混凝土材料性能试验结果

钢材的材料性能试验一般选择钢材的单向拉伸试验，可以测定钢材在单向受拉状态下的弹性模量、屈服应力、抗拉强度、伸长率等力学性能。在本次试验中，选择与柱内型钢和钢梁同一批次的钢材制作板状试样，每一种试样共制作3个。拉伸试验在拉力机上进行，对钢材板状试验测得的结果如表3所示，对钢筋试样测得的结果如表4所示。

表3 钢材材性试验结果

表4 钢筋材性试验结果

2.3 试验方案

本次节点抗震性能试验采用拟静力加载，整个试验过程在武汉理工大学工程结构振动研究中心进行。柱端荷载由250 kN电液伺服作动器施加，作动器的行程为200 mm。梁端荷载由500 kN电液伺服作动器施加，作动器的行程为200 mm。加载装置如图3所示，多轴液压伺服加载系统如图4所示。

图3 试验加载装置

图4 试验模型和加载设备

本次试验采用单调递增循环加载方式进行加载。首先，由柱顶作动器在柱顶加载1 kN，观察节点的安装情况是否达到试验要求。然后，由柱顶作动器缓缓加载到110 kN。在柱顶加载的过程中，要注意梁端加载点作动器的情况，保证柱的轴向变形对梁不产生明显的初始内力。在柱顶作动器加载完成后保持荷载恒定，待节点试件稳定后进行梁端加载点的作动器加载。梁端加载点的加载可以按照JGJ 101-96《建筑抗震试验方法规程》［9］中荷载和位移混合控制的制度，如图5所示。JGJ 101-96《建筑抗震试验方法规程》规定试件在屈服之前，采用荷载控制的方式进行分级加载。待试件接近屈服时，改用位移控制的加载方式。屈服后的加载以屈服时的位移为加载位移，以后加载的位移均为屈服位移的整数倍。为了避免错过试验中细节，每级位移加载下需往复循环3次。

图5 梁端加载制度

2.4 试验现象及破坏过程

试验表明节点试件的破坏形式为承压破坏。受力过程大致分四个阶段:初裂阶段、通裂阶段、极限阶段和破坏阶段。

(1)初裂阶段:节点在受压时，在节点区的下方，柱的背面出现了几条微小的水平裂缝。当梁端荷载加载到140 kN时，节点区下方的柱背面明显出现了三条贯穿整个面的水平裂缝，位置在钢梁翼缘所在水平面与柱的外侧面相交处。节点区柱内型钢腹板和混凝土的剪切变形均为线性变化，节点基本处于弹性受力阶段。

(2)通裂阶段:随着梁端荷载的增加，节点区下部的水平裂缝开始贯穿柱的四个面。节点区与钢梁连接处也出现多条水平裂缝，并且开始朝柱的下部发展。同时，在节点核心区也开始出现了少量的剪切斜裂缝，当梁端荷载加载到270 kN左右，荷载与位移曲线出现了明显的拐点，核心区钢柱已局部屈服。

(3)极限阶段:当节点的承载力达到最大值，进入极限阶段时，钢梁上下翼缘与柱边缘相交处混凝土出现大量开裂，且开始起酥、外鼓和剥落，混凝土与钢梁下翼缘连接处出现较大的裂缝。

(4)破坏阶段:随着荷载的循环次数不断增加，节点下部柱边缘的混凝土损伤愈益严重，承载力下降，混凝土被压碎，试件破坏。节点的破坏形态为承压破坏。节点破坏时的照片如图6所示。

图6 试件节点破坏时裂缝

2.5 试验结果及分析

荷载位移滞回曲线是指节点试件在循环往复荷载作用下的荷载位移曲线，也称为P-Δ曲线或恢复力曲线。它能够反映节点的承载能力、变形能力和刚度退化等多种抗震性能，是对结构进行弹塑性动力反应分析时的重要指标。本试验中节点试件的滞回曲线如图7所示。骨架曲线是滞回曲线中每一级循环的峰值连接而成的外包络曲线，根据节点试件的滞回曲线得到的骨架曲线如图8所示。为考虑滞回环面积受到的强度和刚度退化的影响，引入等效粘滞阻尼系数［10］。节点的等效粘滞阻尼系数分别为0.16和0.15。滞回环所包围的面积，等于在这个循环中结构所吸收的地震能量，所以从直观上看滞回环饱满程度反应了构件消耗能量的能力。从图7可见:在节点试件开裂前的加载初期，滞回曲线的包围面积很小，闭合回路基本上完全重叠。荷载和位移基本上呈线性关系。在多次荷载往复作用过程中，节点试件的刚度退化不明显，也没有明显的残余变形，滞回曲线的闭合回路较窄，反映此时的节点试件处于弹性工作阶段。随着加载的进一步进行，节点开裂到屈服，滞回曲线的位移值明显变大。此时滞回环的面积开始逐渐增大，节点试件的刚度退化现象也越来越明显，说明此时的节点试件已完全进入弹塑性工作阶段。后面的加载过程中，在同一位移幅值下的三次加载，可以明显的看到后面两次循环加载的荷载值较前面一次要低，这说明节点试件存在强度退化的现象。后面的几次加载，其滞回环所包围的面积也越来越小，表明了节点试件抗震性能即耗能能力的下降。多次往复加载已经对节点造成了明显的累积损伤。

图7 试验节点荷载-位移滞回曲线

图8 试验节点梁端骨架曲线

节点各阶段梁端荷载及相应位移如表5所示。表5中，P为各阶段对应的梁端加载点荷载，梁端加载点到柱中心轴线的距离为1 m，M为各阶段由梁端加载点荷载计算出的节点所受的梁端弯矩，Δ为梁端加载点位移。极限位移为下降到峰值荷载85%时对应的梁端位移［11］。

根据试验模型相似理论［12］，通过节点各阶段梁端极限弯矩可以推导出实际工程结构中顶层边节点的等效梁端极限弯矩，为9479 kN·m。在实际结构的整体地震分析中，罕遇地震作用下最不利荷载组合时，节点最不利组合对应的梁端弯矩为4335 kN·m。通过对比分析可知实际结构的节点承载力远大于节点所受的最大荷载，故节点具有较大的安全储备。

表5 节点各阶段梁端荷载和位移

为了进一步研究节点的耗能能力，本文用位移延性系数来表示结构的延性性能。位移延性系数μ是指结构发生破坏时的位移Δm(本试验取节点承载能力下降到极限荷载的85%时的位移)与达到屈服荷载时对应的屈服位移Δv的比值。大量的试验研究表明，普通钢筋混凝土梁柱组合节点的位移延性系数一般在2左右，而相同情况下的钢骨混凝土梁柱组合节点的位移延性系数会比普通钢筋混凝土要高很多，大概在4左右。另外，中间节点的位移延性系数一般要大于边节点和端节点，主要是因为钢筋锚固粘结等因素的影响。对本试验的节点来说，梁贯通节点的延性比为3左右，虽然大于普通钢筋混凝土梁柱节点的位移延性系数，但是明显低于以往钢骨混凝土节点的位移延性系数。

3 试验模型节点有限元分析

为了对比试验的分析结果和进一步的研究节点内部应力应变的分布情况，本文采用大型有限元分析软件ABAQUS对节点模型进行了数值分析。已有研究表明，单调加载时的荷载位移曲线与骨架曲线很接近。考虑到低周期往复加载数值模拟的工作量巨大，且容易出现不收敛的情况，故本文仅对节点试件进行了在单调荷载下的有限元分析。本项研究中，节点采用位移协调分离式建模法，这种建模方法分别对钢筋、型钢和混凝土单元进行建模和划分网格，有限元模型的几何尺寸和材料特性与试验模型一致，材料属性采用材性试验所得到的数据。

3.1 边界条件与荷载

本次有限元分析的边界条件和荷载如图9所示。分析时首先柱顶施加线性轴向荷载至110 kN，加至110 kN后保持恒定，然后在梁端施加线性位移至25 mm。为了避免出现局部应力集中的现象，并且较为实际地模拟试验中节点试件的实际受力状态，在有限元模型中各边界约束处及加载处，均设置了10 mm厚度的刚性加载块，而试件的各边界约束及荷载均施加于刚性块上。在柱顶和柱底处设置约束，柱顶截面限制x，y方向的位移，柱底截面限制x，y，z三个方向的位移。

图9 施加边界条件与荷载后的有限元模型

3.2 网格划分

在单元类型的选择上，由于柱内型钢、钢梁翼缘和腹板厚度相对于节点尺寸较小，钢梁和柱内型钢采用了壳单元S4R，混凝土单元选用八节点六面体线型减缩积分的三维实体单元C3D8R，钢筋采用三维二节点线性桁架单元T3D2。节点有限元模型网格划分如图10、11所示。

图10 节点模型整体网格划分

图11 型钢和钢筋部分网格划分

3.3 有限元分析结果

在加载初期，结构处于弹性阶段;随着荷载增加，节点模型进入屈服阶段，节点核心区型钢的上部首先屈服，如图12所示;随着荷载的进一步增大，节点模型进入破坏阶段，此时节点区下部型钢均已屈服。表明节点已经完全破坏，如图13所示。有限元模型各阶段荷载和位移如表6所示。

图12 屈服时型钢部分应力图

图13 破坏时型钢部分应力图

表6 有限元模型各阶段梁端荷载和位移

3.4 有限元结果与试验结果对比

节点试件试验的荷载-位移曲线和有限元分析的荷载-位移曲线如图14所示，由图14可知:在加载初期，节点处于弹性工作阶段，此时有限元值和试验值均呈线性增加。有限元分析的曲线斜率略大于试验曲线，但整体比较接近。随着加载的进行，有限元曲线先于试验曲线出现拐点，且有限元值一直略大于试验值。在加载的后期，有限元曲线保持水平，试验曲线出现了下降段。总体来说，有限元分析比较准确的模拟了试件从弹性阶段到弹塑性阶段的极限荷载及位移，不能模拟节点破坏时荷载-位移曲线下降的情况，验证了有限元模型可以满足要求。而有限元分析中各阶段相应的位移都略小于试验中所得的位移。这是因为试验中的钢梁强度达不到有限元分析中所定义的型钢理想状态下的强度，且有限元分析时没有考虑到型钢、钢筋滑移锚固的影响。试验中的节点边界和加载均达不到有限元中的理想状态，如加载设备与试件之间空隙的挤紧等，这都会对试验结果造成影响。节点试验分析得到的梁端极限荷载和有限元分析所得的极限荷载对比见表7。由表7中的结果可知，有限元分析的结果略大于试验结果，但两者非常接近。

图14 节点试验骨架曲线与有限元曲线对比

表7 梁端极限荷载对比 kN

4 结论

(1)试验钢骨混凝土柱-钢梁边节点承载力较高，可以满足试件结构的设计要求，但其延性一般，滞回曲线不够丰满，有明显捏缩现象，耗能能力较为一般。

(2)试验钢骨混凝土柱-钢梁组合节点位移延性系数为3.07和3.01，低于一般采用钢骨混凝土结构的节点，但高于普通钢筋混凝土节点。

(3)有限元分析的结果略大于试验结果，但两者非常接近。理论和试验结果变化趋势基本一致。

(4)设计建议:由于本结构的特殊性，导致强梁弱柱，在实际工程设计中，应适当加强柱刚度和配筋。另外，为避免梁端翼缘的局部失稳，在节点范围内柱型钢翼缘的对应位置可加设加劲肋板。

［1］JGJ 138-2001，型钢混凝土组合结构技术规程［S］.

［2］徐 明，苏丽莉，程文瀼，等.钢骨混凝土柱与钢筋混凝土梁组合框架节点的试验研究［J］.建筑结构，2003，33(7):36-39.

［3］Nie J G，Qin K，Cai C S.Seismic behavior of connections composed of CFSSTCs and steel-concrete composite beams-experimental study［J］.Journal of Constructional Steel Research，2008，64(10):1178-1191.

［4］Wang W D，Han L H，Uy B.Experimental behaviour of steel reduced beam section to concrete-filled circular hollow section column connections［J］.Journal of Constructional Steel Research，2008，64(5):493-504.

［5］Zhao Bin，He Juan.Seismic behavior of composite high-rise buildings with SRC column，steel beam and RC core tube［J］.Applied Mechanics and Materials，2012，204:2590-2594.

［6］日本钢结构协会.钢结构技术总览(建筑篇)［M］.陈以一，傅功义，译.北京:中国建筑工业出版社，2003.

［7］YB 9082-2006，钢骨混凝土结构设计规程［S］.

［8］GB 50204-2002，混凝土结构工程施工及验收规范［S］.

［9］JGJ 101-96，建筑抗震试验方法规程［S］.

［10］Kwan A K H.Local deformations and rotational degrees of freedom at beam-wall Joints［J］.Computers and Structures，1993，48(4):615-625.

［11］马永欣，郑山锁.结构试验［M］.北京:科学出版社，2001.

［12］杨俊杰.相似理论与结构模型试验［M］.武汉:武汉理工大学出版社，2005.