分离式竖向加劲板钢管混凝土柱-梁节点的抗震性能

黄海斌 王彦超 刘亚洲 刘红军

(1.重庆大学 土木工程学院，重庆 400045；2.杭州铁木辛柯建筑结构设计事务所，浙江 杭州 311200)

目前方钢管混凝土柱梁节点主要分为隔板式梁柱节点、螺栓连接型梁柱节点、贯穿板式梁柱节点和外加劲板式梁柱节点。对于常用的隔板式梁柱节点，目前已有大量的试验研究和理论分析，并提供了实用的设计方法[1- 9]。对于贯穿板式梁柱节点，国内外学者也进行了相关的试验研究，并提出了有意义的理论设计方法[10- 12]。

Shin等[13]对6个足尺的带T型加劲板的方钢管混凝土柱-梁节点试件进行实验研究和有限元分析，证明了这类钢管混凝土柱-梁节点具有稳定且良好的滞回性能，通过实验现象提出了3种典型的节点破坏模式，并对T型加劲板对节点性能的影响进行了详细的分析。为了降低水平加劲板端部的应力集中作用，Shin等[14]对典型的T型加劲板方钢管混凝土柱-梁节点提出了3种改进的方法：①水平加劲板端部向梁外延伸形成锥形；②梁翼缘部分削弱；③水平加劲板钻小孔。对改进后的T型加劲板梁柱节点进行了拟动力往复荷载实验，结果表明，通过梁翼缘部分削弱和水平加劲板钻小孔可以有效遏制梁边缘的应力集中现象。Kim等[15]对改进后的T型加劲板节点进行了非线性有限元验证，通过考虑水平加劲板的形状、水平加劲板和竖向加劲板与梁翼缘强度之比、梁翼缘的部分削弱和水平加劲板小孔大小的影响，进行了参数分析，最后为减小该节点应力集中现象提供了可行的设计措施。Ghobadi等[16]对抗弯节点中的焊缝性能进行了实验研究，提出了分别以翼缘连接板和抗剪连接板将钢管柱与钢梁通过不同类型的焊缝间接连接起来的方钢管混凝土柱-梁节点，并以这种方式对T型加劲板节点做出改进，对这种梁柱改进后的节点进行了抗震性能实验研究，结果表明改进后的节点具有良好的抗震性能和变形能力。

在对外加劲板节点的研究中，更多关注加劲板本身尺寸对整个节点强度或抗震性能的影响，而忽略了梁-柱强度比对节点性能的影响。实际上通过设计足够强度的竖向加劲板，可将梁翼缘上的拉力完全传递给钢管腹板，此时便可能出现钢管腹板屈服后被加劲板拉脱的极端情况。本研究针对这种未观察到的破坏模式进行了深入的探讨，并对T型加劲板影响的设计方法提出了改进措施。

1 试验概况

1.1 试验目的及意义

针对高层钢结构住宅拟定的装配式梁柱节点开展拟静力试验，通过试验得到试件的承载力、变形、应力及破坏模式等结果，从节点的抗弯承载力、连接刚度、滞回性能等方面对梁柱节点的工作性能进行评估。

1.2 试件设计原理和制作

图1所示加劲板节点传力模型必须满足如下假定：①节点形成的最大弯矩等于梁的塑性极限弯矩Mp，b；②节点弯矩等效为梁翼缘上的一对拉压力Tp(见式(1))。

Tp=Mp，b/hb

(1)

(a)整体传力模型

(b)梁翼缘与加劲板传力模型

每一个加劲板所承受的力为Tp/2，而剪力V则仅仅由梁腹板传给柱子。图1中P表示梁端施加的荷载。

根据Shin等[13]关于带T型加劲板的梁柱节点的设计方法，本研究关于此种带分离式加劲板的梁柱节点的设计方法如下：由于拉力Tp/2由梁翼缘和加劲板之间的焊缝传递给加劲板，因此加劲板的长度Ls和焊缝高度均由Tp/2确定。另外，在不考虑钢管混凝土柱破坏的情况下，节点将发生3种破坏模式：①加劲板和梁翼缘之间焊缝的剪切破坏(模式Ⅰ)；②加劲板的受拉破坏(模式Ⅱ)；③梁翼缘的受拉破坏(模式Ⅲ)。每种模式下单个梁翼缘的最大拉力计算公式见式(2)-(4)。

模式Ⅰ：

PI=Tp=4×0.6tfwLsfyw

(2)

模式Ⅱ：

PII=Tp=2tsHsfys

(3)

模式Ⅲ：

PIII=Tp=tfbffyf

(4)

式中：hb为梁两翼缘中心线的距离；tfw、ts、tf、bf分别为焊缝高度、加劲板厚度、梁翼缘厚度、梁翼缘宽度；Hs、Ls分别为加劲板的高度和长度；fyw、fys、fyf分别为焊缝、加劲板、梁翼缘的屈服强度。

为了保证节点最终在梁上发生破坏，并使节点具有良好的塑性变形能力，本研究的7个试件遵循的设计准则为：PI>PIII且PII>PIII。

试件具体构造如图2所示，本次试验共设计7个加劲板节点(分别编号为SJ- 1- 1、SJ- 1- 2、SJ- 1- 3、SJ- 1- 4、SJ- 1- 5、SJ- 1- 6、SJ- 1- 7)，加劲板几何尺寸见表1，其中tc为钢管壁厚，梁截面尺寸表示为梁高×翼缘宽×腹板厚×翼缘厚。ts/tc大于或等于1，表示受拉时钢管壁板应该比加劲板先进入屈服状态，本研究主要是为了分析梁-柱刚度比较大的情况下钢管对节点刚度和塑性能力的影响。试件钢管全部采用长度×宽度×厚度为300 mm×150 mm×8 mm的矩形截面钢管，柱长度和梁力臂都取为1 m。钢柱和钢梁材质为Q345B，内灌混凝土等级为C40，轴压比取0.33。

(a)正视图 (b)侧视图

Fig.2 Configuration of beam-column joints with vertical stif-feners(Unit：mm)

表1 试件几何尺寸

1.3 材料性能

按照《钢及钢产品力学性能试验取样位置及试样制备》(GB/T2975—1998)的要求在钢管、加劲板、工字钢翼缘、腹板母材上切取了标准拉伸试样进行材料力学性能测试，钢材的平均屈服强度(fy)、弹性模量(Es)、材料屈服应变(ε)见表2。

表2 钢材力学性能

混凝土立方体抗压强度(fu)、弹性模量(Ec)由与试件相同材料组成在标准养护条件下得到的150 mm×150 mm×150 mm立方体试块测得，测试方法依据《普通混凝土力学性能试验方法标准》(GB/T 50081—2002)进行，测得混凝土立方体抗压强度为42.3 MPa，弹性模量为29.5 GPa。

1.4 试验装置和加载方案

1.4.1 试验装置

试验采用梁端加载方案，加载设备为电液伺服系统(MTS)与液压千斤顶，如图3所示。采用卧位加载，制作自平衡反力架作为柱轴向荷载的反力基座。以反力墙作为梁端反复水平荷载的反力基座，通过电液伺服作动器施加水平往复荷载。

1.4.2 加载方案

整个试验分为如下3个加载过程：①轴力加载，即分级加载至轴力设计值Np=1 330 kN(轴压比n=0.33)后保持不变；②预加载，即在施加往复荷载之前对梁端进行预加载，主要是为了让构件的各个部分实现良好的接触，进入正常的工作状态；③往复加载，即采用位移控制，每级2 mm，循环3次，加载速率控制在0.5 mm/s，每级持荷1 min 后采集数据，直至试件破坏，停止加载。

(a)试验装置示意图

(b)试验现场情形

1.5 测点布置和测量内容

本次试验测量内容包括梁顶和加劲板端部梁翼缘的位移、指定位置的倾角、指定位置的钢材应变，具体测点布置如图4所示，图中数字1-49表示应变片的编号。

2 试验结果

2.1 试验全过程分析和试件破坏模式

以背离反力墙方向(MTS作动器推动时)为位移与荷载的正方向，指向反力墙方向(MTS作动器拉动时)的位移荷载为负方向，而以正、负方向的梁翼缘分别为“上”和“下”翼缘。

图4 试件测点布置示意图

SJ- 1- 1在梁端位移Δ达到+6 mm之前处于弹性阶段，此阶段梁的变形很小；当Δ达到+6 mm时，梁下翼缘靠近加劲板短边处的应变超过2.5×10-3(表明此时梁翼缘已经受拉屈服)，倾角仪3和4的读数差距较为明显，倾角仪2和3的读数相近，梁在靠近加劲板短边的部位开始出现塑性铰；当Δ达到-8 mm时，梁上翼缘出现了同样的情况(梁上翼缘受拉屈服，在靠近加劲板短边处出现塑性铰)；当Δ达到-18 mm之前，梁上、下翼缘的开口发展至腹板(见图5(a))；当Δ达到-18 mm时，梁端荷载已经降到最大正向荷载的31.6%，此时腹板几乎完全断裂，停止加载。

SJ- 1- 2在梁端位移Δ达到+14 mm时，梁下翼缘在靠近加劲板短边处出现受拉开口，其上翼缘此处出现明显的“S”形压屈现象；当Δ达到+18 mm时，梁下翼缘的开口发展至其腹板，并且在+18 mm第2循环时整个下翼缘完全被拉断(见图5(b))。

SJ- 1- 3在梁端位移Δ达到+14 mm时，梁下翼缘在靠近加劲板短边处出现受拉开口，其上翼缘此处出现明显的“S”形压屈现象；当达到+20 mm时，梁下翼缘的开口发展至其腹板(见图5(c))；当Δ加至-24 mm时，梁上翼缘另一侧也出现受拉开口，加载结束。

SJ- 1- 4当Δ达到-16 mm第2循环时，梁上翼缘和加劲板之间的焊缝受剪破坏(见图5(d))。当Δ达到-22 mm时，试件最终因为无法限制其侧向位移和扭矩而终止加载。

SJ- 1- 5在梁端位移Δ达到+20 mm时，梁下翼缘的开口发展至其腹板(见图5(e))，此时由于侧向支撑的限制，其承载力未出现明显的下降；当Δ达到-26 mm时，试件最终因为无法限制其侧向位移和扭矩而终止加载。

SJ- 1- 6在梁端位移Δ达到-20 mm时，梁上翼缘的受拉开口发展至腹板(见图5(f))，试件承载力降至最低，终止加载。

SJ- 1- 7在梁端位移Δ达到-16 mm第2循环时，上方一侧的加劲板将其所连接的钢管壁拉脱(见图5(g))，因为设计时加劲板和钢管壁的连接采用的一级焊缝具有相对较大的强度，且钢管壁厚相对较小(ts/tc=1.5)；当Δ达到+20 mm时，下部一侧的加劲板将其所连接的钢管壁拉脱；当Δ达到-20 mm第2循环时，上部另一侧的加劲板将其所连接的钢管壁拉脱；当Δ达到-24 mm时，上部两加劲板将其所连接的钢管壁全部拉起(见图5(i))，试件承载力降至最低，终止加载。

(a)SJ- 1- 1梁下翼缘的开口发展至腹板

(b)SJ- 1- 2梁下翼缘的开口发展至腹板

(c)SJ- 1- 3梁下翼缘的开口发展至腹板

(d)SJ- 1- 4梁上翼缘和加劲板间焊缝受剪破坏

(e)SJ- 1- 5梁上翼缘受拉断裂

(f)SJ- 1- 6梁上翼缘的开口发展至腹板

(g)SJ- 1- 7梁上翼缘处一侧加劲板将其所连接的钢管壁拉脱

(h)SJ- 1- 7梁上翼缘处两加劲板将其所连接的钢管壁全部拉起

(i)SJ- 1- 7梁下翼缘处两加劲板将其所连接的钢管壁全部拉起

7个试件在水平往复荷载下的破坏过程相似，加载前期位移较小的循环中基本呈弹性变形规律，直至控制位移达到一定量时，梁翼缘加劲板短边处屈服，形成塑性铰，不同试件出铰时对应的位移稍有区别；随加载级别的增加和控制位移的增大，梁端塑性区逐渐发展，形成破坏面，并表现出不同破坏模式，破坏时荷载降低和刚度退化明显，最终试件破坏，停止加载。各试件的破坏过程描述如表3所示。

2.2 试件的荷载-位移滞回曲线

各试件的荷载-位移(P-Δ)滞回曲线如图6所示。由图可知：SJ- 1- 2、SJ- 1- 3、SJ- 1- 5和SJ- 1- 6的荷载-位移滞回曲线呈梭形，形状非常饱满，说明节点试件的塑性变形能力很强，具有很好的抗震性能和耗能能力；SJ- 1- 1、SJ- 1- 4和SJ- 1- 7的荷载-位移滞回曲线呈弓形，形状比较饱满，但饱满程度比前述4个试件低，节点试件的塑性变形能力较强，具有较好的抗震性能和耗能能力；SJ- 1- 1、SJ- 1- 4和SJ- 1- 7的荷载-位移滞回曲线均有捏缩。

表3 试件破坏过程描述

(a)SJ- 1- 1

(b)SJ- 1- 2

(c)SJ- 1- 3

(d)SJ- 1- 4

(e)SJ- 1- 5

(f)SJ- 1- 6

Fig.6 Load-displacement hysteretic curves of seven specimens

2.3 试件的荷载-位移骨架曲线

试件的荷载-位移骨架曲线如图7所示。由图可知：所有试件在位移达到6 mm前均处于弹性阶段，而且此时各试件所加荷载相差甚微；各试件在位移达到6 mm左右开始出现屈服，所加荷载也开始出现差异；当位移超过6 mm后，各试件呈现出不同的荷载-变形状态，位移越大，差异也越大；最终试件出现3种不同的破坏模式，分别为梁翼缘受拉破坏、加劲板与梁翼缘间焊缝剪切破坏和钢管腹板被拉脱。

图7 7个试件的荷载-位移骨架曲线

Fig.7 Load-displacement hysteretic envelope curves of seven specimens

2.4 试件的弯矩-转角关系

试件的弯矩-转角曲线见图8，由图可知，各试件的弯矩-转角曲线均呈斜S形。由唐九如[17]的《钢筋混凝土框架节点抗震》中的图解法，求得试件的屈服弯矩。试件的屈服弯矩与极限弯矩见表4。

表4 试件的屈服弯矩与极限弯矩

图8 7个试件的弯矩-转角曲线

2.5 应变分析

7个试件的应变结果见图9，由图可知：① 7个试件钢管壁上靠近加劲板的横向拉应变ε7都比加劲板应变ε13大，说明加劲板的强度相对钢管已经足够大；② 7个试件梁翼缘上靠近加劲板短边处的拉应变ε34比梁翼缘上靠近柱翼缘处的拉应变ε33大很多，且ε33值一直在0左右微小变化，说明前面所假定的传力模型与试验吻合良好，即梁翼缘的拉压力大部分将通过加劲板传给钢管柱，梁上的塑性铰主要发生在加劲板短边附近；③由钢管腹板上靠近加劲板处的应变花1-3和远离加劲板处的应变花7-9的主应变比较可知，钢管壁上离加劲板较远处应变很小，钢管主要在靠近加劲板的位置发生局部屈服。

(a)SJ- 1- 1应变ε7和ε13

(b)SJ- 1- 1应变ε33和ε34

(c)SJ- 1- 1应变花(1- 3和7- 9)主应变

(d)SJ- 1- 2应变ε7和ε13

(e)SJ- 1- 2应变ε33和ε34

(f)SJ- 1- 2应变花(1- 3和7- 9)主应变

(g)SJ- 1- 3应变ε7和ε13

(h)SJ- 1- 3应变ε33和ε34

(i)SJ- 1- 3应变花(1- 3和7- 9)主应变

(j)SJ- 1- 4应变ε7和ε13

(l)SJ- 1- 4应变花(1- 3和7- 9)主应变

(m)SJ- 1- 5应变ε7和ε13

(n)SJ- 1- 5应变ε33和ε34

(o)SJ- 1- 5应变花(1- 3和7- 9)主应变

(p)SJ- 1- 6应变ε7和ε13

(q)SJ- 1- 6应变ε33和ε34

(r)SJ- 1- 6应变花(1- 3和7- 9)主应变

(t)SJ- 1- 7应变ε33和ε34

(u)SJ- 1- 7应变花(1- 3和7- 9)主应变

对于破坏模式为梁翼缘受拉破坏(破坏模式Ⅲ)的试件SJ- 1- 1、SJ- 1- 2、SJ- 1- 3、SJ- 1- 5和SJ- 1- 6，它们的ε34先于ε7达到屈服应变，导致塑性铰先出现在靠近加劲板短边处的梁翼缘上，出现梁翼缘受拉破坏的结果。对于破坏模式为钢管腹板被拉脱(模式Ⅳ)的试件SJ- 1- 7，ε7比ε34先达到屈服应变，导致节点在钢管和加劲板连接处先于梁上出现塑性铰，出现钢管腹板被拉脱的结果。SJ- 1- 7钢管壁上靠近加劲板处的横向拉应变ε7是其他6个构件的2～4倍，这也验证了其破坏模式与另外6个构件不同的结果。

2.6 节点的有效刚度

试件加载至屈服荷载时，其屈服荷载与梁端位移之比作为节点正常使用阶段的刚度，其计算式如下：

(5)

式中：Ke为试件的有效刚度，单位为kN/m；Pu为荷载最大值；Δy为屈服位移值。

试件的有效刚度如表5所示，其中Ib和Imax分别为试件的梁截面惯性矩和试件中最大梁截面惯性矩。从表中可知，试件SJ- 1- 6具有最大的有效刚度，而试件SJ- 1- 4的有效刚度最小。

表5 试件的有效刚度

2.7 刚度退化规律

图10给出了7个试件的刚度退化规律。根据试验结果，试件刚度退化模式可以分为3类：①梁截面较小时(如SJ- 1- 1、SJ- 1- 2)，节点的破坏多发生在梁翼缘靠近加劲板短边处，由于翼缘尺寸较小，其受拉开口多能够发展至腹板，导致最后节点的弯矩全部由腹板承受，故其刚度退化速度最快。②梁截面适中时(如SJ- 1- 3至SJ- 1- 6)，节点破坏也发生在梁翼缘靠近加劲板短边处，但受拉开口不会发展至腹板，因此部分为开口的翼缘仍然能够继续承受弯矩，刚度退化速度较慢。③梁截面较大时(如SJ- 1- 7)，此类节点破坏将发生在钢管壁与加劲板连接部位，一旦发生破坏，钢管壁与加劲板连接部分被拉脱，加劲板不能将梁翼缘的拉力传递给钢管壁，这样的破坏发生突然，故其刚度退化速度同样较快。

2.8 节点延性

试件的延性系数如表6所示，本次所有试件的平均延性系数为2.61，比文献[7]中的T形加劲板梁柱节点的延性小，主要原因是试件采用的梁截面相对柱较大，并且剪跨比较小。试件SJ- 1- 7和SJ- 1- 4的延性最小，说明钢管壁的拉脱破坏、翼缘和加劲板之间的焊缝剪断会使节点脆性增大。

(a)SJ1- 1-SJ1- 4

(b)SJ1- 5-SJ1- 7

Fig.10 Relation between loop stiffness of specimen and displacement degree

表6 试件的延性系数

3 分离式竖向加劲板节点抗弯强度理论分析

3.1 节点屈服弯矩的理论计算

3.1.1 破坏模式IV的屈服弯矩

本研究在前述试验结果的基础上，提出了节点受弯屈服时的塑性机构模型，并通过虚功原理推得该模型的抗弯承载力的计算公式。

Cao等[18]提出了轴力作用下节点的正交受力模型，在该模型中沿正交方向上的屈服弯矩有所不同，如图11(a)所示：方向1为钢管混凝土柱轴向，方向2则垂直于柱轴。图11中φ、lφ、l1、l2分别表示三角形模型斜边长与水平边角度、斜边长度、水平边长度、竖直边长度。当柱中不存在轴力(F0=0)时，钢管壁在方向1和2上单位长度的屈服弯矩为

(6)

式中，fy，t和tt分别为钢管的屈服强度和壁厚。当需要考虑钢管上作用的轴压力时，钢管壁两个方向上的单位长度屈服弯矩为

(7)

(8)

式中：n=N/(fy，tAs+fcAc)，为节点的轴压比；N为节点柱上作用的轴压力；fc为核心混凝土的轴向抗压强度；AS为钢管横截面面积，Ac为钢管内填混凝土横截面面积；屈服弯矩折减系数

(9)

(a)轴力作用下

(b)倾斜作用下

为了计算钢管壁倾斜屈服线上的屈服弯矩，Wood[19]提出了一种阶梯形破坏线模型，如图11(b)所示。根据此方法，倾斜屈服线上的总屈服弯矩可以表示为

mφlφ=m1l1+m2l2

(10)

在该模型中，钢管的塑性变形分为两部分：钢管腹板在受拉加劲板高度范围内的平面内受拉变形(见图12(a))、在钢管翼缘的平面外弯曲变形(见图12(b))。该塑性机构分别在受拉加劲板传来的大部分拉力Pys和梁直接传给钢管腹板的小部分拉力Pyw共同作用下产生虚变形Δ1和Δ2。为了简化计算，该塑性机构满足如下假定：①塑性机构中的各条屈服线位置均未考虑焊缝厚度的影响；②在计算机构的虚内能时，不考虑各个单元的薄膜效应；③在计算屈服线上单位长度屈服弯矩时，使用材料的屈服强度，因而不考虑材料应变强化效应的影响。tf、tw分别为梁翼缘和腹板厚度，bt为钢管宽度。

图12 竖向加劲板式节点的屈服机构模型

Fig.12 Yield mechanism model of joints with vertical stiffeners

在竖向加劲板传递的拉力Pys的作用下，该塑性机构将发生图12(c)所示的虚变形：①钢管腹板的平面内受拉变形；②由钢管翼缘内的屈服线FF′、GG′、AB、CO和另一侧对应部分的弯曲变形。前者所消耗的虚内能为

(11)

后者所消耗的虚内能为

(12)

式中，li表示屈服线长度，θi表示转动角度。

平面外变形消耗的虚内能为

(13)

式中，bt表示柱钢管宽度。

根据虚功原理，Pys所做的虚外力功与机构虚内能相等：

(14)

可得

(15)

在梁腹板传来的小部分拉力Pyw作用下，只有钢管翼缘会发生平面外的转动，包括13(b)中的屈服线OA、OB、OD、OE、AB、BC、CD和DE，他们的平面外转动所消耗的虚内能为

BC，CD，DE

(16)

可得虚内能计算式：

(17)

根据虚功原理，Pyw所做的虚外力功与机构虚内能相等：

(18)

联立式(17)和(18)可得

(19)

最后由图13所示的传力作用位置，可以得到钢管与竖向加劲板连接处的屈服弯矩：

My=Pys(hb-tf)+Pyw(hb-tf-Hs/2)

(20)

将式(17)和(19)带入式(20)，可得模式IV的屈服弯矩。

3.1.2 破坏模式I、II、III的屈服弯矩

在模式I下屈服弯矩由加劲板与翼缘之间的焊缝长度和厚度决定，此时的屈服弯矩为

My=2.4tfwLsfyw(hb-tf)

(21)

图13 抗力作用位置示意图

在模式II下，当竖向加劲板受拉屈服时，受拉部分的两个加劲板的拉力为

Pys=2fy，stsHs

(22)

式中，fy，s和ts分别为竖向加劲板的屈服强度和厚度。此时节点的屈服弯矩为

My=Pys(hb-tf)=2fy，stsHs(hb-tf)

(23)

在模式III下，由于梁的屈服发生在加劲板短边所在的截面，根据梁弯矩腹部规律，将梁屈服位置的弯矩Myint换算为梁端部与钢管连接位置的弯矩，可得节点的屈服弯矩为

My=fyftfbf(hb-tf)

(24)

3.2 理论公式的试验验证

对于进行试验的7个试件，屈服弯矩的理论计算结果和试验结果对比见表7，由此可知：

表7 理论与试验屈服弯矩对比

Table 7 Comparison of theoretical and experimental yield moments

试件编号My/(kN·m)试验值模式IV模式III理论值理论/试验理论破坏模式试验破坏模式SJ-1-1173.7197.9155.4155.40.89IIIIIISJ-1-2181.7207.4155.4155.40.86IIIIIISJ-1-3269.5218.2193.1193.10.72IIIIIISJ-1-4247.9199.2187.3187.30.76IIIIISJ-1-5224.0208.6187.3187.30.84IIIIIISJ-1-6255.8218.2187.3187.30.73IIIIIISJ-1-7256.4200.0216.5200.00.78IVIV

(1)理论模型能够有效地预测节点最终的破坏模式，除了和试件SJ- 1- 4的焊缝剪切破坏未能吻合外，其他6个试件的破坏模式均和理论结果相同。SJ- 1- 4在设计时已经满足了该处有足够的强度，实际发生的焊缝破坏是由焊缝热影响区内的应力集中现象引起的。

(2)屈服弯矩的理论值与试验结果吻合良好，理论值与试验结果之比的平均值为0.80。屈服弯矩理论值偏小的原因可能是所有模式的计算公式中未能考虑材料的应变强化效应，模式IV的理论模型忽略了薄膜效应和焊缝对节点的强化作用，尤其是加劲板与钢管腹板相连的对接焊缝，其实际长度比加劲板高度大，导致钢管腹板的局部屈服区域比计算用的大。

3.3 破坏过程分析

本研究对加劲板强度足够大的竖向加劲板节点的破坏过程进行分析，关于竖向加劲板破坏模式则可以参见文献[13]中与本研究试件类似的T型加劲板节点。经过对试验现象的分析，在梁-柱刚度比发生变化时，竖向加劲板节点可能会出现以下3种不同的破坏过程：

(1)节点从屈服到破坏，其塑性区域始终出现在梁中靠近加劲板短边附近。由于只有梁中出现塑性铰，通过延缓或避免焊缝热影响区内的应力集中效应，可以使节点具有良好的延性和耗能能力。

(2)节点在受弯时，会先在梁上出现塑性铰，由于钢材的应变强化效应，随着梁端弯矩的增大，钢管壁也进入屈服。此时节点上存在两个不同的塑性区域，节点的最终破坏模式将由这两个区域的极限荷载决定，如果钢管柱的极限抗弯荷载大于梁的极限荷载，则节点将在梁处最终破坏，具有较好的延性和耗能能力。

(3)节点始终在钢管柱上屈服，塑性铰不会出现在梁上。这种节点的延性和耗能能力较差。

4 结论

本研究通过试验研究和理论分析，对竖向加劲板方钢管混凝土柱-钢梁节点的抗震性能进行了研究，得到的主要结论如下：

(1)7个试件最终发生3种不同形式的破坏模式，即：①试件梁翼缘在竖向加劲板短边附近的受拉破坏；梁翼缘的受拉开口主要由梁翼缘在此位置的几何尺寸的突变引起焊缝热影响区内的应力集中所致；②焊缝内部缺陷和残余应力的存在，试件竖向加劲板和梁翼缘之间的焊缝出现脆性的受剪破坏；③梁-柱强度比过大导致的钢管腹板被竖向加劲板拉脱的脆性破坏。

(2)由于本研究中试件的设计剪跨比λ较小(λ=3.03)，在剪力和弯矩的共同作用下，节点在试验中展现的延性和塑性变形性能并不是很理想。但节点抗震能力受梁-柱强度比的影响，当梁-柱强度比很大时，节点最终发生的钢管腹板拉脱破坏是一种脆性破坏，这种节点的延性和塑性变形性能较差。部分试件发生的焊缝剪切破坏也会大大降低节点的延性和塑性变形能力。

(3)梁-柱强度比较大时，节点屈服弯矩的理论计算公式和试验结果吻合良好。将该理论计算公式与典型的3种破坏模式计算方法相结合，能够准确地预测节点最终破坏模式。该公式同时考虑了加劲板传递给钢管腹板的拉力、梁通过其翼缘和腹板直接传递到钢管翼缘上的拉力的影响，本研究对加劲板处钢管壁受拉破坏模式下相对复杂的计算过程提出了合理的简化方法。通过计算节点不同区域(钢管、竖向加劲板、梁翼缘)的屈服极限并加以比较，可以合理预测节点的屈服过程。