薄柔H型钢部分包裹混凝土组合柱 (Partially Encased Concrete Composite Columns, 简称PEC柱) 与钢梁组成的框架节点采用端板通过高强螺栓连接, 具有传力路径明确、构造简洁等特点。Riccardo Zandonini^[1]进行了4个内柱节点、5个边柱节点的试验, 研究了梁柱节点处混凝土板中的压力向柱中的传递情况, 探讨了钢梁与PEC柱组成的框架在地震区的适用性和有效性, 初步提出了节点的设计模型和具体做法。Bernuzzi和Broderick^[2]对4根PEC柱进行了低周循环加载试验。试验表明:有纵向钢筋和箍筋的PEC柱的承载力高于只设横向系杆的PEC柱的承载力。Mahbuba Begum等^[3]对12个PEC梁柱节点进行了低周往复加载试验, 研究该类型节点域的力学性能。节点域的连接方式分为两种:螺栓连接和焊接连接, 变化参数为柱腹板厚度和循环试验步骤。结果表明, 柱腹板厚度以及节点域连接方式对节点域力学性能没有影响。方有珍等^[4]采用低周反复加载方式对6个冷弯薄壁PEC柱进行了力学性能试验。试验包括3个PEC组合柱强轴试验和3个PEC组合柱弱轴试验。试验结果表明:冷弯薄壁PEC柱具有良好的变形能力;冷弯薄壁PEC柱破坏模式为薄壁钢板翼缘局部屈曲、柱脚混凝土压碎以及箍筋屈服甚至拉断。文献[5-6]采用低周反复加载的方式对PEC柱型钢梁节点进行了抗震性能研究, 试验节点通过顶底角钢或外伸端板两种方式进行连接, 每种连接方式制作了6组试件。研究结果表明PEC柱型钢梁顶底角钢或外伸端板节点均具有良好的抗震性能。

　　 上述研究对于PEC柱与钢梁组成的梁柱节点域的处理方法、耗能形式以及柱脚处理方法等对框架抗震性能的影响未进行深入探讨, 对于PEC柱与钢梁组成的框架的层间变形及转角也很少涉及。本文针对薄柔H型钢部分包裹混凝土组合柱与钢梁组成的框架进行研究, 对3榀PEC柱型钢梁端板连接框架在低周反复荷载作用下试验, 研究了框架试件的转动刚度、破坏形态、转角延性以及层间位移等, 为薄柔H型钢PEC柱与钢梁组成的框架在地震区的应用提供依据。

　　 试验设计3榀部分包裹混凝土组合柱与型钢梁框架试件, 编号为KJ-1, KJ-2, KJ-3, 缩尺比例为1/4。试件柱轴线间距离为1 800mm, 柱脚顶面至梁轴线距离为1 200mm。试件尺寸及剖面图见图1。

　　 框架柱为部分包裹混凝土组合柱, 其中钢柱截面规格为H200×200×8×12 (16) , 钢材等级为Q235B, 柱翼缘之间浇筑混凝土。刚性系杆采用8@100的HPB300级钢筋。梁柱节点采用外伸端板高强螺栓连接, 螺栓为10.9级M20大六角头高强度螺栓, 端板规格为400×180, 厚度有12mm和20mm两种。梁为H型钢, 截面规格HN200×100×5.5×8, 梁翼缘与端板采用坡口全熔透焊接。试件KJ-1的节点编号为JD1, JD2;试件KJ-2的节点编号为JD3, JD4;试件KJ-3的节点编号为JD5, JD6。其中加载端节点为JD1, JD3, JD5;非加载端节点为JD2, JD4, JD6。试件编号及详细参数见表1。钢材材性实测值见表2。

　　 试验加载装置见图2。基础梁通过地脚螺栓固定在地面, 水平推拉的千斤顶两端与反力墙和试件铰接连接, 作用在节点处钢梁轴线方向。施加低周往复荷载前, 两根框架柱同时施加轴压力, 柱轴压比取为0.25。依据《建筑抗震试验方法规程》 (JGJ101—96) , 采用荷载-位移混合加载制度进行低周往复荷载试验。框架试件到达屈服荷载前用荷载控制, 每级荷载增量40k N, 循环1次;当滞回曲线出现明显的拐点后, 采用位移控制, 每级位移增量0.25Δ_y, 循环3次。

　　 框架试件位移计和应变片布置见图3。1#, 2#位移计对称布置在加载端, 3#, 4#位移计在非加载端, 测量框架节点的水平位移, 数据取两者均值;5#, 6#千分表与梁夹角30°布置, 测量节点域变形和转角。在梁端、柱脚及端板区域分别布置应变片, 测量试件的应力分布。

　　 试件KJ-1在荷载控制阶段没有明显变形, 当水平荷载到达120k N后, 采用位移控制。当推力达到355.9k N时, 试件屈服。当加载至2.0Δ_y第1次施加拉荷载时, 节点JD1梁端上翼缘与端板焊缝局部开裂;当加载至2.25Δ_y第2次施加拉荷载时, 节点JD1梁上翼缘发生鼓曲并伴随腹板撕裂, 见图4 (a) ;当加载至2.5Δ_y第2次施加推荷载时, 节点JD1上翼缘继续发生鼓曲, 梁两端腹板同时发生鼓曲;当加载至3.0Δ_y第1次施加推荷载时, 加载端PEC柱部分混凝土脱落;当加载至3.25Δ_y第1次施加拉荷载时, 节点JD2梁端下翼缘与端板焊缝局部开裂, 在第2次施加拉荷载时腹板撕裂, 见图4 (b) ;当加载至3.25Δ_y第3次施加推荷载时, 加载端PEC柱柱脚发生鼓曲并伴随大片混凝土脱落, 见图4 (c) ;试件KJ-1整体破坏形态见图4 (d) 。

　　 试件KJ-2采用荷载控制时框架处于弹性工作阶段。当水平推荷载到达388.4k N时, 试件KJ-2屈服。当加载至2.25Δ_y第3次施加推荷载时, 节点JD3梁端上翼缘发生鼓曲, 施加拉荷载时梁端上翼缘与端板焊缝局部开裂;当加载至2.5Δ_y第2次施加拉荷载时, 节点JD3梁腹板鼓曲并撕裂, 见图5 (a) 。当加载至2.5Δ_y第3次施加拉荷载时, 节点JD4梁端下翼缘发生鼓曲;当加载至2.75Δ_y第3次施加拉荷载时, 梁端腹板发生鼓曲, 见图5 (b) 。当加载至2.5Δ_y第3次施加推荷载时, 框架两侧PEC柱同时发生混凝土脱落现象;当加载至3.0Δ_y第2次施加推荷载时, 加载端柱脚处混凝土出现裂纹;当加载至3.5Δ_y第2次施加推拉力时, 加载端柱脚翼缘发生鼓曲;当加载至3.5Δ_y第2次施加拉荷载时, 加载端柱脚混凝土大片脱落, 露出柱内的横向系杆, 见图5 (c) ;试件KJ-2整体破坏形态见图5 (d) 。

　　 试件KJ-3在采用荷载控制加载时框架无明显变形。当加载至408k N时, 试件屈服。当加载至1.75Δ_y第2次施加拉荷载时, 节点JD6梁端下翼缘发生屈曲;当加载至2.25Δ_y第1次施加拉荷载时, 节点JD6梁端腹板发生鼓曲;当加载至2.25Δ_y第3次施加推荷载时, 节点JD5梁端上翼缘发生屈曲;当加载至2.5Δ_y第1次施加推荷载时, 节点JD5梁端腹板发生鼓曲;当加载至2.5Δ_y第3次施加拉荷载时, 节点JD5梁端下翼缘发生屈曲, 同时节点JD6梁端下翼缘与端板连接焊缝局部被拉开;当加载至2.75Δ_y第2次施加推荷载时, 框架两侧PEC柱发生混凝土脱落现象;当加载至3.5Δ_y第2次施加拉荷载时, 节点JD5梁端与端板连接焊缝被拉断, 同时梁端腹板被撕裂, 见图6 (a) ;当加载至3.5Δ_y第3次施加拉荷载时, 节点JD6梁端腹板被撕裂贯通, 见图6 (b) ;当加载至3.5Δ_y第1次施加推荷载时, 加载端柱脚发生鼓曲, 并伴有混凝土脱落现象, 见图6 (c) ;试件KJ-3整体破坏形态见图6 (d) 。

　　 图6 试件KJ-3破坏现象

　　 3个试件的滞回曲线均呈现饱满的梭形 (图7) , 滞回性能良好。在荷载控制加载时滞回曲线的斜率较大, 当加载到位移控制后, 曲线斜率有所下降, 接近破坏荷载时, 滞回曲线的斜率大幅度降低。由于反复荷载作用, 钢材形成了包辛格效应, 滞回曲线在反复荷载作用下呈现出拉压不对称性。3个试件均在拉荷载时发生梁翼缘与端板焊缝撕裂, 施加拉荷载时梁传力效率降低, 导致拉加载时位移减小。

　　 3个试件在承载力达到极限后, 随着位移增大, 骨架曲线 (图8) 出现明显的下降段。在弹性阶段, 试件KJ-3的骨架曲线斜率最大, 试件KJ-2次之, 试件KJ-1最小。在推荷载时, 试件KJ-2的最大承载力较试件KJ-1提高2.00%;试件KJ-3的最大承载力较试件KJ-2提高13.00%。增加端板厚度不影响框架试件承载力, 增加柱翼缘厚度可明显提高框架的极限承载力。试件各特征阶段荷载和位移试验结果见表3。

　　 框架层间位移及转角见表4。试件KJ-1, KJ-2, KJ-3的最大层间位移分别为27.4, 31.7, 26.4mm。3榀框架试件在极限荷载时的最大层间位移转角分别为1/63, 1/57和1/63, 均小于《建筑抗震设计规范》 (GB 50011—2010) 中规定框架结构弹塑性层间最大位移角限值1/50, 说明PEC柱型钢梁端板连接框架层间弹塑性性能满足框架抗震设计要求。

　　 承载力衰减系数为在加载位移值相同的情况下, 每次循环的荷载峰值与首次循环的荷载峰值之比值。试件承载力平均衰减系数见图9。试件承载力衰减系数曲线在整个试验中下降趋势比较平缓。到达极限荷载后, 试件的极限承载力略有降低, 变形增大;推力方向经过3次反复循环加载后, 试件KJ-1, KJ-2, KJ-3的承载力降低系数分别是0.96, 0.96, 0.97;拉力方向经过3次反复循环加载后, 试件KJ-1, KJ-2, KJ-3的承载力降低系数分别是0.95, 0.95, 0.96。

　　 图9 承载力衰减系数

　　 刚度退化指在低周反复荷载作用下, 峰值位移随荷载循环次数增加而逐渐增大的现象。采用割线刚度研究试件的刚度退化规律。图10为试件刚度退化规律对比。试件KJ-1, KJ-2, KJ-3的初始刚度分别为62.43, 76.43, 115.23k N/mm, 试件KJ-2的初始刚度较试件KJ-1提高了22.44%, 试件KJ-3初始刚度较试件KJ-2提高了50.77%。所有试件从屈服到极限荷载之前有一段较为明显的刚度退化过程, 刚度退化比较严重;到达极限荷载后, 试件的刚度退化趋势基本趋于一致。增加端板和柱翼缘厚度, 可以提高框架试件的初始刚度。

　　 各试件节点的转角延性系数μ_θ如表5所示。试件KJ-1, KJ-2, KJ-3的平均转角延性系数分别为4.00, 4.40, 4.25。试件KJ-2的延性系数较试件KJ-1提高了10%, 表明节点端板厚度增加, 结构延性增大;试件KJ-3的延性系数较试件KJ-2降低了3.4%, 柱翼缘厚度增加, 结构延性降低。各试件节点转角延性系数均大于3, 表明PEC柱型钢梁端板连接框架具有良好的结构延性。

　　 耗能能力用等效黏滞阻尼系数表示。刚进入屈服阶段时, 能量吸收不多, 等效黏滞阻尼系数较小;进入极限阶段和破坏阶段时, 试件形成明显塑性铰, 吸收大量能量, 等效黏滞阻尼系数增大。图11说明试件KJ-3吸收能量最多, 耗能性能最好。试件KJ-1, KJ-2, KJ-3滞回曲线包络线面积分别为4 661, 5 264, 5 780k N·mm, 试件KJ-2较试件KJ-1包络线面积增加12.87%;试件KJ-3较试件KJ-2包络线面积增加9.80%。增加端板厚度和柱翼缘厚度可以增加试件的耗能性能。

　　 图1 1 等效黏滞阻尼系数

　　 为深入研究PEC柱-钢梁端板连接框架结构的抗震性能, 基于试验的已有研究, 应用有限元分析软件ABAQUS进行拓展分析, 设计制作了9个有限元模型, 模型继续沿用试验试件尺寸, 将柱翼缘厚度及端板厚度作为研究参数, 其中模型试件KJ-7采用与KJ-3相同的试件尺寸, 以便对试验结果进行验证校核, 另外8个模型试件作为试验的拓展分析, 具体试件参数如表6所示。

　　 在有限元模拟中, 钢材的本构模型采用弹塑性本构模型, 强度准则采用von Mises屈服准则, 钢材的屈服强度和极限强度由材性试验实测数据确定, 其应力-应变关系表达式如下^[9]:

　　 式中:σ_i为钢材的应力, MPa;f_y为屈服强度, MPa;f_u为极限强度, f_u=1.5f_s, MPa;E_s为弹性模量, N/mm²;ζ为强化系数, ζ取1/216;ε_i为等效应变;ε_y为屈服应变;ε_st为强化应变;ε_u为极限应变。

　　 混凝土采用弹塑性损伤模型, 采用谷利雄等^[8]提出的基于弹性模量损伤的混凝土损伤变量的计算值, 以考虑在循环荷载下混凝土刚度的损伤, 混凝土应力-应关系表达式如下:

　　 式中:y=σ/f_c, x=ε/ε_c;f_c=0.4f_cu^7/6, ε_c=383f_cu^7/18×10^-6;A₁=9.1f_cu^-4/9;B₁=1.6 (A₁-1) ²;在有限元模拟中取α₁=0.15, 其他相关参数取值见表7。钢材、螺栓和混凝土的本构关系如图12, 13所示。

　　 采用ABAQUS软件建立有限元模型。PEC柱型钢梁端板连接复合框架中的型钢梁、柱、端板、加劲肋、10.9级M20高强螺栓以及混凝土等单元均选用三维实体单元C3D8R。

　　 采用结构化和扫掠化这两种网格技术进行模型网格划分, 同时借助已有的试验结果对框架破坏区域进行细化处理。模型整体及细部的网格划分如图14所示。

　　 图1 4 网格划分

　　 模型截面相互作用涉及的接触较多, 现做如下分类:横向系杆与混凝土是嵌入接触;横向系杆与PEC柱、螺杆与螺帽、加劲肋以及端板与型钢梁之间均采用绑定约束;螺帽与PEC柱、螺母与PEC柱、混凝土与PEC柱、PEC柱与端板之间设为摩擦接触, 摩擦系数取值为0.4^[9]。

　　 试验中设置地梁及侧向约束的作用是为了固定框架, 为了使有限元框架模拟结果与试验实际情况尽量相符, 模拟时在柱底截面处施加固定支撑边界条件, 代替地梁限制节点的位移和转动, 同时试验中试件受到侧向约束作用, 使得有限元框架试件也只允许在Y轴和Z轴存在位移。在施加荷载方面, 本次有限元分析模拟分析步如下^[9]:为了方便施加螺栓预紧力, 首先在螺栓螺杆上施加10k N荷载;其次在螺栓与端板和PEC柱翼缘平稳接触的基础上, 统一在每个螺栓螺杆上施加155k N的螺栓预紧力;再次向PEC柱柱顶盖板表面施加竖向轴压力;最后在加载端位置施加低周水平反复荷载。

　　 各模型试件破坏模式较为相似, 特选用模型试件KJ-7分析与描述其破坏形态, 以便与试验结果进行对比。结合图15, 对主要现象描述如下:对模型试件KJ-7施加荷载至469.03k N时, 加载侧梁端上翼缘屈服, 继续加载, 可以明显看出型钢梁两端的上下翼缘及柱脚位置出现应力集中的现象, 柱脚处混凝土的应变值也较大, 而端板在整个加载过程中能有效传递力, 未发生明显变形, 试件因承载力下降最终发生破坏。

　　 图1 5 试件KJ-7应力应变云图/MPa

　　 模型试件KJ-7与试验试件KJ-3的数据对比如表8所示, 对应的骨架曲线见图16, 分析得到模拟值与试验值的骨架曲线走势一致, 模拟值略大于试验值, 最大幅度为8%, 说明有限元软件模拟结果与试验结果相比有较高的吻合度, 模型建立较为准确, 计算结果可靠。

　　 当端板厚度相同, 即都取18mm时, 柱翼缘厚度递增, 模型试件特性变化明显。其中, 与试件KJ-9相比, 试件KJ-12的最大承载力提高30.3%, 滞回环面积增加34.9%, 转角延性系数也降低了15.2%。即随着柱翼缘厚度的增加, 模型试件的承载能力显著提高, 延性明显降低。同时, 模型试件骨架曲线的斜率会随端板或柱翼缘厚度的增加而呈现变大的趋势, 这说明增加端板和柱翼缘厚度可以增大模型试件的初始刚度。

　　 (1) 端板厚度由12mm增加到20mm, 框架试件承载力增加2%, 试件初始刚度提高22.44%, 转角延性系数提高10%, 耗能能力增加12.87%。

　　 (2) 柱翼缘厚度由12mm增加到16mm, 试件最大承载力提高13.00%, 初始刚度提高50.77%, 耗能能力增加9.80%, 但转角延性系数降低3.4%。

　　 (3) 3个试件的承载力降低系数在0.95~0.97之间。极限荷载时的层间位移角分别为1/63, 1/57, 1/63, 符合抗规的规定要求。

　　 (4) 模拟与试验得到的结果类似:试件的承载能力、延性性能、初始刚度与端板、柱翼缘的厚度有关, 模型试件的承载能力、初始刚度随端板或柱翼缘厚度的增大而变大, 但转角延性系数却随端板厚度的增大而变大, 随柱翼缘厚度的增加而变小。