部分包裹混凝土组合柱 (partially encased concret composite column, 简称PEC柱) 兼具钢柱和钢筋混凝土柱的优点, 由部分包裹混凝土组合柱与型钢梁组成的框架结构具有良好的抗震性能及抗倒塌性能^[1,2]。顶底角钢连接是典型的半刚性连接方式, 目前对该连接形式的计算理论与抗震性能研究较多^[3,4], 其理论和方法较为明确, 但是缺乏对部分包裹混凝土柱-型钢梁顶底角钢连接三维框架的研究, 因此有必要对PEC柱-型钢梁顶底角钢半刚性节点三维框架的抗震性能进行相关研究, 为以后设计、施工提供相关参考资料。本文研究对象为单层两跨顶底角钢连接节点框架, 考虑H型钢部分包裹混凝土柱与型钢梁强轴和弱轴方向的连接, 设置了压型钢板-混凝土楼板, 使框架更符合实际工作状态。

　　 试件设计原型为某办公楼底层两榀两跨框架, 按照1∶3缩尺得到试件尺寸:柱底到梁中心线距离1.5m, 纵向跨度1.2m和1.5m, 横向跨度1.2m。梁柱均为Q235B级焊接H型钢, 混凝土强度等级为C35, 截面尺寸如图1所示。连接节点强轴方向顶底角钢尺寸为L200×125×18, 弱轴方向角钢尺寸为L160×100×16, 连接梁柱与顶底角钢的螺栓采用10.9级M20摩擦型高强螺栓, 螺栓孔径22mm, 螺栓终拧扭矩按《钢结构高强度螺栓连接技术规程》 (JGJ 82—2011) 6.4.13条计算取500N·m。压型钢板的型号为YX35-125-750, 弱轴方向翼缘之间节点板高450mm, 厚16mm。钢筋混凝土基础截面宽600mm, 高500mm, 长3.6m, 基础配置受力筋和箍筋, 基础之间用型钢连接。为防止基础在加载过程中产生滑移, 基础与地面用12根地脚螺栓连接, 基础两端设置水平限位梁。试验试件具体尺寸及构造如图2所示。

　　 为了测定PEC柱-型钢梁顶底角钢连接三维框架的应力分布情况, 评价其滞回性能、延性等一系列抗震性能指标, 在试件关键部位贴应变片, 包括柱脚、柱顶、节点核心区柱腹板、梁端上下翼缘及腹板、角钢螺栓孔周围及圆角处、压型钢板跨中。对试件施加低周反复水平荷载和恒定的垂直荷载, 布置位移计测量试件各节点的位移, 布置百分表测量节点的转角。

　　 试验的垂直千斤顶 (顶部带滚轮) 和水平千斤顶连接在承力架上, 加载装置各部分之间保证有可靠的连接, 试件加载装置如图3所示。试验中, 受实验室加载条件限制, 仅在中柱AZ-2, BZ-2上施加垂直荷载, 荷载按轴压比0.25计算取350k N, 然后在水平方向施加循环荷载。水平加载方式采用荷载-位移双控制的加载方法, 为了保证两榀框架同步施加水平荷载时不出现扭转现象, 弹性阶段采用荷载控制, 每级荷载增量为20k N, 每级荷载循环1次, 加载至100k N后采用位移控制, 位移增幅为1mm, 每级位移循环1次;当滞回曲线出现明显的拐点后以屈服位移的0.25倍作为级差进行控制加载, 每级循环3次。当观察到试件的承载力下降到极限承载力的85%左右或试件关键部位 (梁端、柱脚、角钢、节点域) 出现较大变形、试件局部失稳时, 停止加载。

　　 加载初期由荷载控制, 试件保持良好的弹性状态, 卸载后没有残余变形, 没有明显现象。当位移加载至15mm时, BZ-1柱顶和AZ-1柱中混凝土表面出现细长的横向裂缝, 随着位移的增加, 裂缝发展至与柱翼缘同宽。当位移加载至18mm时, ?轴和?轴中柱节点两侧底角钢水平肢与柱翼缘处出现缝隙, 底角钢水平肢高强螺栓出现了轻微的滑移。当位移加载至20mm时, 框架荷载-位移曲线出现明显拐点, 试件屈服, 屈服位移Δ_y=20mm, 屈服时最大水平荷载为350k N。框架屈服后, 按屈服位移的0.25倍逐级加载, 每级循环3次。框架柱柱底加劲肋以上陆续出现横向裂缝, 能听到“砰砰”的声音, 节点部位横向系杆从焊缝处断开, 在水平荷载作用下, 压型钢板-混凝土楼板中的栓钉发生剪切破坏。加载至1.25Δ_y第一次拉时, AL-1梁西侧下翼缘与底角钢竖肢端部接触面发生局部屈曲, 形成塑性铰;AZ-3, BZ-1柱翼缘型钢部分与混凝土之间出现缝隙, 有脱离开的趋势, 如图4 (a) 所示, 1.25Δ_y第三次推时, AL-1梁西侧上翼缘与顶角钢水平肢端部接触面发生局部屈曲。加载至1.5Δ_y时, 加载端节点附近压型钢板-混凝土楼板边角部位混凝土发生崩溃, 混凝土与压型钢板出现微小滑移。加载端角钢以圆角为中心两肢呈钝角张开, 螺栓相应拉长, 高强螺栓出现微小滑移。与角钢相连的柱翼缘受到螺栓的拉力而鼓曲, 如图4 (b) 所示。加载至2.5Δ_y时, BL-1梁西侧上翼缘发生局部屈曲, 框架中柱节点核心区柱翼缘发生局部屈曲。随着循环次数的增加, 柱底裂缝不断发展, 梁端产生塑性铰, 当加载至3.25Δ_y时, BL-1梁西侧节点顶角钢和AL-2梁西侧底角钢上裂纹沿角钢宽度方向贯通, 深度向角钢厚度方向发展, 最后发出“砰”的声音, 角钢断裂, 如图4 (c) 所示, 试验结束。

　　 图5为6个节点在循环荷载作用下的荷载-位移滞回曲线, 从图中可以看出, 加载端荷载-位移滞回曲线均比较饱满, 具有较好的耗能能力和抗震性能。框架节点顶底角钢厚度较大, 有较大的初始刚度, 加载初期框架处于弹性阶段, 滞回曲线接近线性增长。随着荷载的增加, 梁端逐渐进入屈服阶段, 顶底角钢产生不可恢复的变形, 表现出半刚性节点连接框架明显的非线性特征, 在滞回曲线平衡位置附近出现“滑移”段, 出现了“捏缩”现象。框架中柱施加有垂直荷载, 随着水平位移的增加, 由轴向力引起的二阶效应增大, 附加弯矩和变形增加, 在一个循环周期内, 卸载时反向的塑性变形较小, 位移出现单向偏移现象, 有残余变形, 形成不对称的滞回环。在加载过程中, 中柱节点域PEC柱翼缘和混凝土之间出现缝隙, 在反向加载时缝隙不能立即闭合, 出现较短的“滑移”段。从滞回曲线中还可以看出, 随着循环次数的增加, 滞回环的面积不断增大, 表明结构消耗的能量不断增多;滞回环的对角线斜率不断减小, 表明框架进入塑性阶段后出现刚度退化现象, 这主要是由顶底角钢和梁端的塑性变形和高强螺栓在螺栓孔中产生滑移引起的。

　　 试件水平荷载-位移的骨架曲线如图6所示。通过骨架曲线可以清楚地看到, 结构受力过程中关键特征点所对应的荷载和位移量, 如屈服点、峰值点、破坏点等。加载初期框架抗侧刚度较大, 加载中后期骨架曲线较为平缓, 说明框架的延性和耗能能力较好。在试验过程中, 顶底角钢发生断裂而停止加载, 荷载没有下降到极限荷载的85%, 因此取最终荷载为框架破坏阶段荷载。通过骨架曲线得到?轴单榀框架水平屈服荷载为350.4k N, ?轴单榀框架水平屈服荷载为414.2k N, ?轴单榀框架屈服荷载大于?轴单榀框架, 与试件本身的加工条件及初始加载时柱端约束的差异性有关;?轴单榀框架的极限承载力为447k N, ?轴单榀框架的极限承载力为450.2k N, 两者几乎一致。从骨架曲线可以看出, 受钢材包辛格效应的影响, 正向加载过程中钢材进入塑性变形阶段后导致在反向加载过程中钢材的屈服应力有所下降, 反向加载时屈服荷载小于正向加载时的屈服荷载。

　　 图7为框架强度退化曲线, 试件在各级循环荷载作用下荷载降低系数均在0.95~0.99之间, 框架在达到极限荷载前强度退化稳定, 随着梁翼缘屈曲形成塑性铰和顶底角钢过大变形直至断裂, 荷载显著下降, 出现较明显的强度退化现象。

　　 图8为框架刚度退化曲线, 从图中可以看出, 随着循环加载次数增多, 水平加载位移不断增大, 框架刚度逐渐退化且退化稳定。导致刚度退化的根本原因是钢材屈服后的弹塑性性质及累积损伤, 主要表现为反复荷载作用下, 混凝土裂缝的产生和发展、钢材的屈服及塑性发展、H型钢与混凝土之间的粘结力减小。

　　 结构的延性是结构从屈服到达到极限荷载或达到极限荷载之后承载力还没有明显下降阶段结构的变形能力, 它反映了结构在荷载作用下后期变形能力。本文采用位移延性系数μ来衡量框架各节点的延性。由表1可知, 框架各节点位移延性系数均大于2.0, 框架整体平均位移延性系数为2.28, 一般认为框架的延性系数达到2.0以上即可满足抗震设计要求, 由此可见PEC柱-型钢梁顶底角钢连接三维框架具有良好的延性。

　　 地震作用下, 结构有一个吸收能量和释放能量的过程, 结构耗散的能量越大, 表明结构在发生震害时越安全, 越容易实现“小震不坏, 中震可修, 大震不倒”的抗震设防目标。本文设计的框架在低周反复水平荷载作用下, 经历了反复加载和卸载的过程, 得到框架的荷载-位移滞回曲线。本文用等效黏滞阻尼系数来衡量试件的耗能能力。表2为框架等效黏滞阻尼系数的计算结果, 从中可以看出, 随着循环次数的增多, 各节点的等效黏滞阻尼系数逐渐增大, 个别节点在试件破坏阶段减小。框架整体平均等效黏滞阻尼系数为0.40, 在0.35~0.46之间, 框架具有良好的耗能能力。

　　 表3详细列出了试件的各项抗震性能指标。根据参考文献[5-7], 一般情况下, 钢筋混凝土框架的位移延性系数在2.0左右, 等效黏滞阻尼系数在0.1左右, 型钢混凝土框架的位移延性系数在4.0左右, 等效黏滞阻尼系数在0.3左右。PEC柱-型钢梁顶底角钢连接节点框架的位移延性系数在钢筋混凝土框架和型钢混凝土框架之间, 等效黏滞阻尼系数大于钢筋混凝土框架和型钢混凝土框架, 其耗能能力突出。

　　 梁端弯矩作用下, 连接的转角处于线弹性范围内时所具有的刚度称为连接的初始转动刚度。欧洲规范Eurocode3^[8]中采用的连接的弯矩-转角关系曲线在线性阶段为一条直线, 直线的斜率表示该连接的初始转动刚度。表4为框架节点初始转动刚度, 各节点的初始转动刚度均在半刚性节点范围 (0.5~25倍梁线刚度) 内。

　　 梁柱节点半刚性连接使框架内力分布发生变化, 本文通过对?轴单榀框架各个控制截面应变分析, 得到梁、柱、顶底角钢的屈服荷载和屈服顺序, 如表5所示。当加载位移为14mm时, 梁端翼缘最先屈服;加载位移为19mm时柱脚开始屈服;在试件整体屈服前后顶底角钢屈服, 整体来看框架屈服顺序符合“强柱弱梁”设计原则。图9为?轴单榀框架梁端、柱脚、角钢荷载-应变曲线 (取每次循环加载后的最值绘制) , 梁端应变发展速度最快, 其次是柱脚, 加载后期角钢应变发展较快, 顶底角钢内圆角处逐渐进入屈服。表6为梁端、柱脚在弹性阶段各级循环荷载下的弯矩值, AL-1梁和AL-2梁两端弯矩相差不大, 弯矩在梁中传递情况较好。加载侧柱脚最先屈服, 其次中柱柱脚屈服, 远端柱脚最后屈服。中柱受垂直荷载影响产生附加弯矩, 在弹性阶段柱脚弯矩较大。虽然顶底角钢屈服在梁端、柱脚屈服之后, 但是顶底角钢屈服之后应变发展较快, 梁端已经出现明显的塑性变形, 水平反复荷载传递效率降低, 顶底角钢圆角处出现断裂导致连接失效。

　　 (1) PEC柱-型钢梁顶底角钢连接三维框架破坏时PEC柱脚混凝土表面产生通长的横向裂缝, 型钢和混凝土之间有脱离现象, 柱脚型钢没有明显的屈曲现象;顶角钢肢边缘对应的梁端翼缘严重屈曲, 出现明显的塑性铰;节点域系杆在焊缝处被拉断, 柱翼缘变形明显;在加载后期, 螺栓滑移严重, 顶底角钢在反复荷载作用下张开, 甚至自圆角处发生断裂。

　　 (2) 框架的滞回曲线比较饱满, 循环荷载作用下顶底角钢和梁柱接触面之间滑移较大, 滞回曲线出现“捏缩”现象。滞回环面积不断增大, 框架的极限承载力为447k N, 在各级循环荷载作用下承载力降低系数在0.95~0.99之间, 强度退化稳定。

　　 (3) 各节点位移延性系数在2.01~2.85之间, 满足抗震设计要求, 框架具有良好的延性。框架等效黏滞阻尼系数在0.35~0.46之间, 说明PEC柱-型钢梁顶底角钢连接三维框架具有良好的耗能能力。

　　 (4) 中柱同时受到水平力和轴力, PEC柱混凝土部分能承担相当部分轴力, 梁端翼缘最先屈服, 顶角钢应变大于底角钢应变, 角钢水平肢靠近圆角处应力最大。整体来看框架屈服顺序为梁端→柱脚→角钢, 符合“强节点弱构件”的抗震设计要求。

　　 本文对PEC柱-型钢梁顶底角钢连接三维框架进行试验研究, 研究该类框架的破坏模式和抗震性能, 由于试验条件和学术水平有限, 试验存在许多不足之处, 没有对框架的传力机制及其他参数进行深入研究。为此, 提出以下建议:

　　 (1) 当梁、柱截面较小时, 为了消除焊接对H型钢的影响, 试验所用的H型钢应尽可能选用热轧H型钢。制作试件时应尽可能减小尺寸误差, 特别是螺栓孔的位置和大小。

　　 (2) 试验条件允许时, 应对PEC柱-型钢梁顶底角钢连接三维框架全部柱顶施加竖向荷载, 选取不同轴压比进行试验, 研究轴压比对框架抗震性能的影响。

　　 (3) 本文试验选取的顶底角钢厚度较大, 角钢在试验后期有被拉断的现象, 建议改用带双腹板角钢的顶底角钢连接, 以减小角钢厚度。

　　 (4) 在后续工作中应研究其他参数 (如轴压比、柱翼缘宽厚比、螺栓直径、材料性能等) 对框架受力性能的影响, 分析顶底角钢节点的传力机制, 研究梁端、柱脚、角钢的应力发展过程, 提出此类框架实用的计算方法和构造措施, 为以后应用到实际工程中提供参考。