斜交钢-混凝土组合空间节点抗震性能试验研究

王威，周毅香，苏三庆，李玉坤，张谦，张双城，陈乐乐

(1. 西安建筑科技大学 土木工程学院，陕西 西安，710055；2. 中铁第一勘察设计院集团有限公司，陕西 西安，710043)

节点不仅传递与分配框架结构内力，而且协调梁、柱变形，是发挥结构整体性的关键部位[1-2]。然而，地震作用引起框架节点破坏最终导致结构整体失效，且节点存在震后加固修复困难、可恢复功能差[3-5]等问题。目前，钢-混凝土组合结构因较高的承载力和抗震性能等特点，特别适用于高层建筑[6-8]。近年来，国内外学者对各类钢-混凝土组合梁柱节点开展了一系列试验研究[9-11]，发现合理设计的钢-混凝土组合梁柱节点不仅具有较强的承载力和塑性变形能力，同时在地震作用下也具有较强的耗能能力，可作为高层建筑抗震中一道重要的防线，这对实际工程中结构的设计具有借鉴意义。

如今对于钢-混凝土组合梁柱节点的研究大多集中在平面内，然而，真实的地震作用是复杂多变的，结构的地震反应具有二维双向性，导致节点受力十分复杂[12]。仅对平面内框架梁柱节点采取单向往复加载的试验方法研究，并不能准确地反映真实地震作用下节点的受力状态，相比之下，双向往复加载试验能够较好地模拟地震作用下空间节点的受力状况、可以较好地揭示其破坏机理，这对于钢-混凝土组合梁柱节点抗震性能分析的精确程度有着极为重要的影响。BUGEJA[13]对6个型钢混凝土组合空间节点进行试验研究，发现该组合空间节点具有较好的抗震性能。樊健生等[14-15]共完成7 个方钢管混凝土柱-组合梁空间节点在双向加载条件下的抗震性能试验，结果表明，空间节点相比于平面节点，其承载力降低最大可达到20%，延性性能降低10%。陈宗平等[16-18]对型钢混凝土异形柱-钢梁空间节点进行了一系列试验研究，根据试验结果总结了异形柱-钢梁空间节点的破坏模式和抗震性能，最后结合型钢、混凝土、箍筋的叠加原理，提出了T形柱-钢梁空间节点的抗剪强度计算公式。

在已经完成的空间加载的节点试验中，由于空间节点的试验加载方法不同，得出的结论不尽相同，为了保证现有的加载设备可以更准确地模拟出实际地震作用下的二维耦合力，还需更加适用的试验方法。针对此类难题，本文作者以西安火车站高架候车室2层斜交边节点为原型，设计一套适用于空间双向加载的新型设备，对斜交钢-混凝土组合梁柱节点进行空间上的抗震试验研究。根据试验分析其破坏形态、受力特点、滞回曲线及耗能能力等抗震指标以判断关键节点的抗震性能，并结合试验结果及有限元分析结果探索不同因素对斜交钢-混凝土组合空间梁柱节点承载力的影响，为后续空间节点的深入研究和工程应用提供参考。

1 试验概况

1.1 试件设计及主要参数

本试验以西安火车站高架候车室2层中1个典型斜交空间边节点作为研究对象，以1:4缩尺比设计并制作1个斜交钢-混凝土组合梁柱节点。柱和2个正交方向的梁(简称B梁、C梁)内配置Q390B型钢，其中柱截面型钢采用实腹式十字形型钢，B、C 梁截面采用H 型钢，型钢全部通过焊接连接，最终形成钢骨架。斜交梁(D 梁)为钢筋混凝土梁，直交梁纵筋直径为16 mm，斜交梁与柱纵筋直径为20 mm，箍筋直径全部为8 mm。柱设计长度为2 300 mm，其中上柱反弯点间距为1 300 mm，下柱反弯点为1 000 mm，梁端距柱中心点位设计长度为2 500 mm。试件的几何尺寸和构造如图1所示。

图1 试件几何尺寸及构造Fig. 1 Dimensions and details of specimens

1.2 材性实验

以Q390B 级钢和HRB400E 级钢筋作为试验材料，使用E55型焊条进行钢材焊接。通过单向拉伸试验开展材性试验。为确保材性数据稳定，对不同厚度钢材、不同直径钢筋进行测试，对所测得的数据取平均值后再进行相关计算，得到材性结果如表1所示。混凝土选用C50商品混凝土，其混凝土轴心抗压强度标准值fc,k为32.9 MPa，弹性模量Ec为33 521 MPa。

表1 钢板及钢筋材性试验结果Table 1 Steel plate and bar properties test results

1.3 试验加载装置及制度

通过双向低周水平循环往复的加载方式进行试验，从而研究空间节点的力学性能和抗震性能。以0.1的轴压比来对柱顶部施加竖向荷载；水平加载点位于加载柱中心，将2 个100 t 的MTS 液压伺服作动器固定在“L”反力墙上以对柱端的东西(x)、南北(y)方向施加水平荷载。试验加载装置包括竖向液压千斤顶、MTS 液压伺服作动器、柱顶球铰支座、双向加载柱帽、柱底万向球铰支座、梁端双向铰支座等，柱底球铰支座可360°转动，如图2 所示。本文统一规定以推力作为正向加载，拉力作为负向加载。

图2 空间加载装置Fig. 2 Space loading setup

试验以试件的层间位移角定额逐级增加所对应的位移来控制加载，且东西、南北两轴的层间位移角幅值保持一致。层间位移角θ增幅按1/1 000、 1/500、 1/200、 1/150、 1/100、 1/75、1/50、1/40、1/30、1/25、1/20 或荷载下降至峰值荷载的85%后停止，前两级加载周期每级循环1次，剩余的加载周期每级循环3次。为了保证结构的稳定性，进行双轴交替加载，即单次东西轴加载完成后试件位置回归初始位置，再进行南北轴加载。节点核心区梁、柱纵筋及型钢上粘贴应变片以测量反复荷载作用下钢筋和型钢的应变；通过位移计测量节点各部分的角度变形。试件加载制度如图3所示。

图3 空间加载制度Fig. 3 Bi-directional loading path

2 试验现象及结果分析

2.1 试验现象分析

试件在加载初期处于弹性阶段，贯通裂缝现象不明显。当加载至层间位移角为1/200 时，B、C、D 梁塑性铰区顶部与底部均出现水平贯通裂缝，同时节点核心区东南侧出现长约10 cm的水平裂缝；当位移角为1/150 时，B、C 梁与柱子相交处出现竖向贯通裂缝，D 梁与柱西面相连处出现较长斜裂缝，节点核心区出现多道水平裂缝；当位移角为1/100时，B、C、D梁塑性铰区出现多道斜裂缝和竖向贯通裂缝，节点核心区形成水平贯通裂缝，此时试件开始发生扭转，扭转角约为0.000 2°；当位移角为1/75 时，节点核心区北侧出现多道长约8 cm 的斜向裂缝，此时，核心区大部分钢筋和型钢达到屈服；当位移角达到1/50 时，节点核心区北侧、D梁与西面柱子连接处均出现多条X 形贯通斜裂缝，此时，扭转现象趋于稳定；当位移角为1/40 时，节点核心区东南侧和北侧分别形成Y 形、菱形贯通的交叉斜裂缝，混凝土剥落，此时，节点内部产生巨大声响，核心区钢筋和型钢已全部屈服，试件转动达到最大，扭转角约为0.64°，承载力也达到极限值；当加载至层间位移角为1/25 时，试件的转动角度降低，承载力低于其峰值的85%，加载停止。试件最终破坏为节点核心区剪切破坏，其破坏形态和扭转位移角监测结果分别如图4和图5所示。

图4 节点破坏形态Fig. 4 Failure patterns of joints

图5 节点扭转位移角监测Fig. 5 Torsional displacement angle monitoring of joints

2.2 荷载-位移滞回曲线

图6 所示为荷载(F)-位移(Δ)滞回曲线。从图6可知：x和y方向最终的荷载-位移滞回曲线具有“捏缩”效应，均呈现弓形形状的特征，这是试件内部黏结滑移影响及柱底和梁底铰支座的滑动导致，后期大位移大荷载状况下带来的影响逐渐削弱；x和y方向的滞回曲线因双向加载和正、反向裂缝不对称的影响均呈现拉压不对称性；x和y方向的滞回曲线存在差异性，这是由空间边节点中斜梁对B、C梁产生不同附加力所造成的，但两方向的峰值点及破坏点均在同一加载级别处。在x和y双向荷载作用下空间斜交节点的滞回曲线相对饱满，具有较强的塑性变形能力，同时表现出较强的耗能能力和延性。

图6 荷载-位移滞回曲线Fig. 6 Load-displacement hysteretic curves

2.3 骨架曲线

图7所示为荷载-位移骨架曲线。从图7可知：x和y方向的骨架曲线均为倒S 形。比较试件两方向的骨架曲线可知：加载开始，x方向的负向骨架曲线斜率小于y方向的负向骨架曲线斜率，说明x方向的初始刚度比y方向的小，这与斜梁的角度有关；斜梁的存在使得正向加载条件下x方向的峰值荷载比y方向的峰值荷载高约40 kN；加载后期，两方向骨架曲线均下降明显，相较而言，y方向刚度退化更显著。

图7 荷载-位移骨架曲线Fig. 7 Load-displacement skeleton curves

2.4 位移延性系数

延性系数μ是评价结构延性和耗能能力的重要指标之一。根据试验现象和计算得到试件的各特征点及位移延性系数，结果见表2。从表2 可以看出：x和y方向上延性系数均大于2，说明其延性较好。经对比发现，x方向的延性系数大于y方向的延性系数，说明在抵抗地震作用力时，x方向的抗震性能优于y方向的抗震性能。

表2 试件的特征点及位移延性系数Table 2 Characteristic points and displacement ductility coefficient of specimens

2.5 强度及刚度退化

承载力降低系数η可用来衡量强度退化的程度，它是在同一位移作幅值用下由最后一次循环的最大荷载与首次循环的最大荷载相比得到。强度退化情况如图8所示。从图8可知：试件在加载初期强度较为稳定，当层间位移角达到1/30 时，节点核心区剪切变形严重，强度退化系数略有下降，这时试件已经临近破坏。整体来看，试件在持续加载过程中承载力退化系数均大于0.8，表明试件在双向水平循环加载下强度退化程度较轻，以此可以判断其在抗震中能够发挥良好的工作性能。

图8 强度退化Fig. 8 Strength degradation of specimens

刚度退化可通过各级变形下的割线刚度Ki即同级位移多次循环加载的平均荷载与平均位移之比表示。Ki随位移的增加而变化的趋势如图9 所示。从图9可以看出：除加载初期作动器有小幅度推空现象导致x方向上的初始刚度出现增加的趋势外，试件2个方向的刚度退化曲线均随着加载的进行逐渐退化，展现出较强的变形能力。

图9 刚度退化Fig. 9 Stiffness degradation of specimens

2.6 耗能能力

一般可用滞回环所围的面积来计算试件消耗能量E，其计算公式如下：

根据式(1)计算得到的试件各级耗能-位移曲线见图10(a)。从图10(a)可以看出：试件耗能-位移曲线的变化整体呈上升趋势，弹塑性阶段各级耗能量随着位移的增大较弹性阶段增大更明显，这表明节点具有较强的耗能能力。将每级的耗能量进行累加，得到试件累积耗能与位移的关系曲线如图10(b)所示。由图10(b)可知：随位移的增大，试件2个方向的累计耗能增长迅速，但x方向的累计耗能大于y方向的累计耗能，两者相差6%，说明x方向的耗能能力更强。

图10 耗能能力Fig. 10 Energy dissipation capacity

也可用等效黏滞阻尼系数ζeq来衡量耗能能力的强弱。图11 所示为滞回环中各部分的面积。ζeq按下式计算：

图11 等效黏滞阻尼系数Fig. 11 Equivalent viscous damping coefficient

式中：SABC+SCDA为滞回环的面积；SΔOBE+SΔODF为相应三角形的面积，代表结构的弹性应变能。

图12 所示为等效黏滞阻尼系数ζeq与位移的关系。在弹性阶段，x和y这2 个方向的等效黏滞阻尼系数较小；在弹塑性阶段，等效黏滞阻尼系数随着塑性的发展随之增大，最终2个方向平均等效黏滞阻尼系数为0.21，这是钢筋混凝土平面节点等效黏滞阻尼系数的2倍[19]。由此说明，空间加载的钢-混凝土组合节点耗能能力明显强于平面加载的钢筋混凝土节点耗能能力，但不及平面加载的型钢混凝土节点耗能能力，可见，空间双向加载对试件的耗能能力有一定影响。总的来说，本试验的滞回曲线相对饱满，耗能能力较强。

图12 等效黏滞阻尼系数-位移关系曲线Fig. 12 Equivalent viscous damping coefficientdisplacement relationship curve

3 数值模拟

3.1 有限元模型的建立

采用ABAQUS 有限元软件建立1 个与试验相同的斜交钢-混凝土组合空间梁柱节点来验证有限元模型与试验结果的吻合度。本文的混凝土本构模型采用塑性损伤混凝土模型(CDP)，其本构参数与材性试验结果保持一致，型钢和钢筋选用三折线本构模型。这里混凝土和型钢均选用C3D8R 实体单元，钢筋选用T3D2桁架单元。建模时在混凝土预留空槽以便放置型钢，两者采用面面接触，将摩擦因数设置为0.3[20]，钢筋与混凝土采用内嵌方式接触。加载方式与试验保持一致，通过在柱顶、柱底和各梁端分别设置相应的参考点，将柱端、梁端的接触面分别耦合在这些参考点上，边界条件便可直接施加在其上，同时约束柱底x、y、z共3个平动自由度和梁端x、y共2个平动自由度。在有限元模型中，以结构优化网格技术划分混凝土和型钢部分网格，划分网格后的节点有限元模型，见图13。

图13 节点有限元模型Fig. 13 Finite element model of joints

3.2 有限元模型验证

图14 所示为有限元模拟与试验滞回曲线的对比图。从图14 可以看出：模拟与试验滞回曲线的峰值较为相近，但是滞回环面积有差异。其主要原因是试验中试件的柱底万向铰支座和梁底双向铰支座在反复荷载作用下产生了一定程度的滑移，同时，试件中的型钢焊接过程、混凝土振捣过程均会因为施工水平的不同产生差异，而有限元软件模拟中的边界条件和本构模型均为理想状态。

图14 模拟与试验滞回曲线对比Fig. 14 Comparison of simulation and test hysteresis curves

图15 所示为模拟与试验骨架曲线对比。由图15可以看出：有限元模拟与试验的骨架曲线均为S形，形状基本一致。通过骨架曲线的对比发现：x方向有限元模拟和试验的峰值荷载平均值分别为480.7 kN 和501.7 kN；y方向有限元模拟和试验的峰值荷载平均值分别为453.8 kN 和469.8 kN。可见，x和y方向试验与模拟的峰值点相差仅为4%和6%，即模拟节点的峰值承载力与试验结果基本吻合，模拟节点的特征点与试验结果也相差较小。因此，有限元模拟结果可以为后续节点参数的分析提供参考依据。

图15 模拟与试验骨架曲线对比Fig. 15 Comparison of simulation and test skeleton curves

4 有限元参数分析

本文采用有限元软件进一步探究更多影响空间节点抗震性能及承载力的参数。经研究可知，节点的承载力与轴压比及型钢配钢率密切相关。因此，本文建立18 个单参数变化的有限元模型研究轴压比n、柱型钢腹板厚度tf及柱型钢翼缘厚度ty这3 个参数对斜交钢-混凝土组合空间梁柱节点承载力的影响。有限元模型参数的变化具体见表3。

表3 有限元模型参数Table 3 Finite element model parameters

4.1 轴压比

为直观反映轴压比对节点承载力的影响，提取同一节点不同轴压比下的骨架曲线，如图16 所示。从图16 可知提高轴压比对增大节点的承载力是有利的。图17 所示为承载力与轴压比之间的关系曲线。从图17 可以看出：当轴压比较小时，x、y这2 个方向的极限承载力随轴压比增大而增大的趋势较陡；当轴压比较大时，这2个方向的极限承载力随轴压比增大而增大的趋势较缓，说明轴压比不能无限增大，应适当增大。

图17 承载力与轴压比的关系曲线Fig. 17 Relation curve between bearing capacity and axial compression ratio

4.2 型钢翼缘厚度

为探究柱型钢翼缘配钢率对节点极限承载力的影响，仅以不同柱型钢翼缘厚度作为参数变化展开分析。在柱翼缘厚度变化下节点的骨架曲线如图18所示。从图18可知：节点的最大承载力随着柱翼缘厚度每增加1 mm而增加约10 kN。因此，增大柱型钢翼缘的配钢率可以增强节点的极限承载力。

图18 不同翼缘厚度骨架曲线对比Fig. 18 Comparison of skeleton curves under different flange thickness

4.3 型钢腹板厚度

为探究柱型钢腹板配钢率对节点极限承载力的影响，仅以不同柱型钢腹板厚度作为参数变化展开分析。在柱腹板厚度变化下节点的骨架曲线如图19所示。从图19可知：节点的最大承载力随着柱腹板厚度每增加1 mm 而增加约40 kN。由此可见，增大柱型钢的腹板配钢率可以提高节点的极限承载力和刚度。

图19 不同腹板厚度下骨架曲线对比Fig. 19 Comparison of skeleton curves under different web thickness

同时，对比图18和图19可知：当柱翼缘和腹板厚度都较小时，增加翼缘厚度比增加腹板厚度对提高极限承载力比较有利；当柱翼缘和腹板厚度都较大时，增加腹板厚度比增加翼缘厚度对提高极限承载力比较有利。也就是说，在低配钢率下优先增加翼缘厚度来提高极限承载力，在高配钢率下优先增加腹板厚度来提高极限承载力。

5 结论

1) 试件加载后期节点核心区出现了X 形、Y形、菱形等一系列导致发生剪切破坏的斜裂缝，且核心区型钢和钢筋均已屈服。因此，试件的主要破坏模式是节点核心区的剪切破坏，且伴有扭转现象。

2) 空间双向加载的斜交钢-混凝土组合空间梁柱节点承载力、刚度、变形能力和耗能能力较强，总体抗震性能良好；节点的极限位移角为1/25，完全满足规范规定1/50 的限值要求，验证了工程设计的合理性。

3) 通过ABAQUS 有限元软件对试验进行模拟发现，模拟结果与试验结果吻合度较高，说明该软件建模分析可有效地模拟斜交钢-混凝土组合空间节点的抗震性能。

4) 节点的抗剪承载力随着轴压比的提高而提高；在低配钢率下，可优先增加翼缘厚度以提高极限承载力；在高配钢率下，可优先增加腹板厚度以提高极限承载力。