0 引言

　　 采用异形柱结构能够避免室内柱棱凸出，增加房间使用面积，具有优越的经济社会效益，在建筑结构中的应用日益广泛，然而目前应用较多的是异形钢筋混凝土柱结构。随着科学研究和工程实践的不断深入，异形钢筋混凝土柱结构表现出明显的局限性，主要表现在建筑高度受到严格限制，且限用于抗震设防烈度8度(0.2g)及以下地区 ^[1,2,3]。在保持柱截面尺寸不变的前提下，为使异形柱结构能够应用到高层建筑或高地震烈度区，能够提高异形钢筋混凝土柱的承载力及抗震性能，有关学者提出了异形钢管混凝土柱，即通过在异形钢管中灌装混凝土从而形成新的组合构件。在设计过程中，相关研究人员为了避免或延缓钢管局部屈曲，分别采取不同构造措施保证钢管与核心混凝土的协同工作 ^[4,5,6,7,8]。异形钢管混凝土柱同时具有钢管混凝土柱与异形钢筋混凝土柱两种构件的优点。随着国家建设的不断发展，人口城市化比重提高，人们需要大量的住宅及公用设施，对居住建筑使用功能要求也逐步提高，同时我国属于地震频发地区，尤其近年发生的汶川地震和玉树地震，越发引起了人们对住宅结构体系抗震性能及稳定性能的重视，异形钢管混凝土组合结构作为一种新型结构体系，符合我国发展钢结构住宅的国情。

　　 异形钢管混凝土框架作为结构的受力体系，其节点是连接梁柱的关键部位，尤其在结构经历了强震进入弹塑性阶段后，在竖向荷载和横向荷载组合作用下节点处于复杂应力状态，是结构工程抗震的薄弱部位，节点设计的好坏直接影响到整个框架体系的抗震性能。满足构造要求且又便于现场施工的梁柱节点形式对于框架结构整体的稳定性、安全性具有十分重要的意义。因此，本文借鉴已有的异形钢管混凝土梁柱节点，提出并设计了一种新型T形钢管混凝土柱-钢梁节点，并对节点的工作机理进行了研究。

1 新型T形钢管混凝土柱-钢梁节点的设计

　　 目前，国外关于异形钢管混凝土柱-钢梁节点的研究尚无文献报道，国内仅同济大学、西安建筑科技大学、天津大学、长江大学、武汉理工大学等高校对异形钢管混凝土柱-钢梁节点进行了相关研究 ^{[9,10,11,12,13]},主要包括异形钢管混凝土柱-钢梁内隔板节点、异形钢管混凝土柱-钢梁外加强环板节点和异形钢管混凝土柱-钢梁外肋环板节点。研究者们发现异形钢管混凝土柱-钢梁节点具有以下特点：1)异形钢管混凝土柱-钢梁节点 ^{[14,15,16,17,18]}中的柱肢一般与填充墙等厚，对钢管截面尺寸要求较高。当异形钢管混凝土柱-钢梁内隔板节点中钢管尺寸较小时，在内部加工加强环就较为困难，而且管内混凝土的浇筑质量容易受到影响；同时异形钢管混凝土柱-钢梁内隔板节点焊缝较多，施工质量不宜保证，可能导致节点的脆性破坏。2)研究发现虽然异形钢管混凝土柱-钢梁外加强环板节点 ^[19]可实现较好的抗震性能，但由于加强环板通常尺寸较大，且设置于钢管混凝土外围，容易影响室内的空间布置，与异形钢管混凝土组合结构避免室内柱棱凸出，便于室内装修的初衷不相符。3)异形钢管混凝土柱-钢梁外肋环板节点 ^[20]是在型钢管混凝土柱-钢梁外肋环板节点基础上发展起来的。异形钢管混凝土柱-钢梁外肋环板节点构造简单，传力形式明确，施工便捷，不仅克服了异形钢管混凝土柱-钢梁外加强环板式节点室内角部有凸角的现象，同时避免内隔板施工困难以及钢管混凝土结构在梁柱核心区的混凝土浇筑质量无法得到保证的问题，此外，异形钢管混凝土柱连续贯通，可工厂预制，适应了工业化生产的需求。

　　 为了深入研究异形钢管混凝土柱-钢梁节点的力学性能及抗震性能，使其能够应用于高地震烈度区的高层结构体系中，本文借鉴已有的异形钢管混凝土柱-钢梁外肋环板节点形式的特点，提出并设计了带侧板连接的新型T形钢管混凝土柱-钢梁节点。此节点的构造形式是将异形钢管混凝土柱-钢梁外肋环板节点的上下外肋环板加长形成一块侧板，满布于节点核心区，将侧板直接焊接于异形钢管混凝土柱节点核心区的外圈，同时将与异形钢管混凝土柱焊接的短钢梁上下端板与侧板焊接在一起。侧板既可以作为约束拉杆的垫板，又可以对梁柱节点核心区的钢管进行约束加强，能够在一定程度上提高节点的强度。此节点在吸取了外肋环板节点构造简单、安全可靠等一系列优点的基础上，保证了核心混凝土在浇筑时的连续性、均匀性，同时也最大化的利用了空间布局，利于室内美观与装修，满足了人们对于建筑高度和空间布局合理化的要求，因此，具有广泛的应用空间。

2 试验概况

2.1 节点设计

　　 本试验以采用异形钢管混凝土柱-钢梁节点的层高为3.6m的多高层框架结构为研究对象，按照1∶2的缩尺比例，选取反弯点在柱中点的节点为研究对象，通过拟静力试验对此类节点的抗震性能进行研究。节点几何尺寸、构造及三维图如图1所示。

　　 节点所用钢材为Q235B级低碳钢，T形钢管混凝土柱由一个矩形钢管混凝土柱和一个U形钢管焊接组合而成，矩形钢管混凝土柱截面为300mm×100mm×5mm, U形钢管的截面为200mm×100mm×5mm。而设计节点所需的工字形钢梁的截面为250mm×100mm×4mm。在T形钢管混凝土柱与钢梁的连接过程中，T形钢管与预设的短钢梁进行焊接，预设短钢梁由上、下端板和垂直端板组合焊接而成，上、下端板与工字形钢梁的上、下翼缘焊接连接，工字形钢梁与短钢梁腹板通过夹板和摩擦型高强螺栓进行连接。钢管混凝土节点的构造措施与承载力设计严格按照相关规定进行设计制造。为保证试验过程中能够更好地施加轴向荷载，制作了两个截面为400mm×400mm×20mm的方钢板作为T形钢管混凝土柱上、下两端的盖板，先将焊接好的T形空钢管的一端用端板进行焊接密封，焊接过程中应始终保持钢管截面的平整，并在焊接完成后检查焊缝质量，在满足要求之后，再进行核心混凝土浇筑，浇筑过程中要保持混凝土的连续性、均匀性。

　　 图1 节点几何尺寸、构造及三维图  

　　 浇筑完成后养护28d, 再用打磨机将钢管混凝土柱的上表面打磨平整，然后焊接另外一块盖板，焊缝的要求应该严格按照《钢结构焊接规范》(GB 50661—2011)进行设计施工。所有节点中钢管、钢梁的焊接、混凝土的浇筑以及节点的安装固定均由工厂中的专业工人进行操作。

　　 根据国家标准《金属材料拉伸试验 第1部分：室温试验方法》(GB/T 228.1—2010),对本试验中所用钢材进行拉伸试验，测定钢材的屈服强度f_y为341.3MPa, 抗拉强度f_u为430.1MPa, 伸长率δ为22%。根据《普通混凝土力学性能试验方法标准》(GB/T 50081—2002)测定所用混凝土的立方体抗压强度f_cu为33.2MPa。

2.2 试验加载方案及测点布置

　　 本试验主要研究节点在低周往复荷载作用下的抗震性能，根据《建筑抗震试验规程》(JGJ/T 101—2015),本试验采用拟静力试验方法进行加载，加载制度如图2所示。所用设备为50tMTS操作系统、300t液压千斤顶系统、数据采集板等仪器，试验加载示意图如图3所示。

　　 图2 加载制度示意图  

　　 图3 试验加载示意图 

　　 本试验中的测量内容主要由3部分组成：荷载、水平位移和应变。在柱端设置了一个压力传感器，试验时通过电脑直接记录荷载数据。位移测量主要包括柱端、柱脚、梁端以及梁柱相对转角区域，测量仪器主要包括拉伸式位移传感器7-2～7-4、顶针式位移传感器7-1,7-5～7-7,位移计位置如图4所示。试验中为获取关键部位的应变，将应变片在节点核心区、侧板以及节点连接处分别对称布置，共计70个，如图5所示。

3 试验过程与现象

　　 规定加载时以推为正，以拉为负。首先在柱顶施加496 kN的恒定轴向压力(设计轴压比为0.2),并在加载过程中始终保持稳定，之后正式加载时在柱顶施加水平方向的往复荷载。当柱顶水平荷载加载到14 kN时，通过观察节点的荷载-位移曲线可以发现曲线发生了偏离，说明节点进入弹塑性发展阶段，此时改为位移控制进行加载。节点水平荷载随加载位移的不断增大而增大，当继续加载至正向15.64 mm时，工字形钢梁的上翼缘与侧板连接处发生了屈曲，如图6(a)所示。随着加载位移的不断增大以及低周往复荷载的作用，钢梁上翼缘与侧板连接处屈曲程度不断增大，在接下来的负向加载过程中，钢梁上翼缘与侧板连接处产生了细微的裂纹，应变片数据明显增大。随着加载位移的增大，裂纹反复张开闭合，并不断延伸。当继续加载到负向18.89mm时，工字形钢梁上翼缘与端板连接处发生撕裂，如图6(b)所示。与此同时节点水平荷载下降，破坏处钢梁上翼缘的应变已经超过钢板的极限应变，当节点负向水平荷载下降至极限荷载的85%时，停止试验。

　　 图4 位移计位置示意图  

　　 图5 应变片示意图  

　　 图6 节点破坏图  

　　 图7 滞回曲线 

　　 从以上试验现象可以看出，柱顶水平荷载通过侧板连接节点传递给钢梁，钢梁的翼缘承受弯矩，腹板承受剪力，节点核心区由侧板与连接短梁组成箱形截面，节点核心区具有良好的传递荷载能力。整个试验过程中，钢梁首先发生局部屈曲，随着加载位移的增大，最终上部翼缘产生撕裂。而节点核心区和T形钢管混凝土柱均未发生明显变形，从应变片的监测可以看出：除了钢梁，节点其他位置均处于弹性阶段，表明此类节点形式受力合理，传力路径明确，节点破坏发生在侧板与钢梁翼缘相交处，属于“梁铰破坏机制”,符合“强柱弱梁，强节点弱构件”的抗震设计要求。

4 试验结果及分析

4.1 滞回曲线

　　 节点的滞回曲线如图7所示，可以观察到：1)在加载初期，滞回环呈线性。2)当节点屈服后，滞回环的面积明显增大。3)在整个位移加载过程中，同级位移加载时，随着循环次数的增加，滞回环面积基本不变，说明节点刚度退化不明显。4)随着位移级数的增加，滞回环面积不断增大，逐渐向位移轴倾斜，说明节点在不断吸收能量的过程中，节点刚度存在一定程度的退化。这是由于钢梁的上下翼缘在水平荷载作用下产生了局部屈曲和裂纹，而随着荷载的不断增加，钢梁上翼缘处裂纹逐渐贯穿，最终撕裂，整个节点的损伤逐渐增大。5)在加载结束时滞回曲线呈现饱满的梭形。

4.2 骨架曲线

　　 节点的骨架曲线如图8所示。从图中可以看出，节点在加载过程中，经历了弹性、弹塑性、塑性和破坏四个发展阶段。在加载初期，曲线为线性，节点处于弹性阶段。随着荷载的不断增大，曲线开始呈现出非线性变化，此时节点的钢梁翼缘产生局部屈曲变形，节点进入弹塑性阶段。节点产生屈曲变形的部位退出工作，内力重新分布，节点进入塑性发展阶段，水平荷载增长速率明显降低。水平荷载达到峰值荷载后会在短时间内保持稳定，当继续加载时，钢梁上翼缘裂缝不断增大，直到钢梁上翼缘最终完全撕裂，节点的水平荷载出现下降。

4.3 刚度退化曲线

　　 本文根据《建筑抗震试验规程》(JGJ/T 101—2015),采用割线刚度K_i来研究节点的刚度退化趋势。

　　 Ki=|+Fi|+|−Fi||+Xi|+|−Xi|         (1)Κi=|+Fi|+|-Fi||+Xi|+|-Xi|         (1)

　　 式中F_i与X_i分别为每级正向与反向加载时荷载-位移曲线最高点对应的荷载和位移。

　　 图9为刚度退化曲线，从图中可以看出，总体刚度退化曲线表现较为平缓，随着加载位移的不断增大，节点整体刚度呈现出逐渐退化的趋势。在加载初期，刚度退化速率较快，但当节点屈服以后，随着加载位移的不断增大，刚度退化速率逐渐减慢，其原因是加载初期钢材与混凝土独立工作，相互作用不明显，整体刚度退化明显。而随着加载位移的不断增大，钢材与混凝土之间协同工作，相互作用增强，特别是钢梁屈曲以后，内力重新分布，钢材与混凝土共同承受外部荷载作用，节点刚度退化较慢。

　　 图8 骨架曲线  

　　 图9 刚度退化曲线  

4.4 强度退化曲线

　　 强度退化通常采用强度退化系数λ_i来表示：

　　 λi=F2jF1j         (2)λi=Fj2Fj1         (2)

　　 式中：F2jj2为在进行第j级3次循环加载结束时，其中第2次循环时荷载-位移曲线峰值点所对应的荷载值；F1jj1为在同一级循环加载时，第1次循环加载时荷载-位移曲线上峰值点所对应的荷载值。本文利用强度退化系数λ_i与加载位移Δ和屈服位移Δ_y的比值来描绘节点强度退化曲线，如图10所示。从图中可以看出，在整个加载过程中节点的强度退化系数在破坏之前基本上保持在0.97～1.01之间，说明节点强度退化不明显，整体稳定性较好。

　　 图10 强度退化曲线 

4.5 耗能能力

　　 能量耗散系数E是用来评价结构能量耗散能力的重要指标。

　　 式中：为滞回曲线所包围的面积；S_ΔOBE+ΔODF为三角形OBE与ODF的面积之和。

　　 能量耗散简图如图11所示，表1为经过计算后得到的各级能量耗散系数，可以发现节点在屈服后有着稳定的能量耗散能力。

　　 图11 能量耗散简图

　　 位移加载中各级能量耗散系数E 表1

5 结论

　　 (1)侧板连接新型T形钢管混凝土柱-钢梁节点的荷载-位移滞回曲线饱满，节点的刚度、强度退化均不明显，说明此种连接方式的节点具有较好的抗震性能。

　　 (2)节点在侧板与钢梁相交的上翼缘处破坏，钢管混凝土柱及节点域并未发生破坏，塑性铰出现在钢梁上，属于“梁铰破坏”模式，符合“强柱弱梁，强节点弱构件”的抗震设计要求。

　　 (3)初步分析侧板长度、厚度等因素可能会对节点承载力有影响。