通过对国内外典型地震的震后调查研究[1－3]，很多钢结构建筑物在梁下翼缘发生脆性破坏，导致这种破坏有以下几方面原因。首先，气孔、夹渣等一系列焊缝工艺缺陷会削弱焊缝受力面积且在缺陷处形成应力集中，导致在梁柱节点位置产生裂缝并不断扩展，成为节点破坏根源；另外，楼板的存在会严重影响节点的局部受力，当组合节点受正弯矩作用时，楼板充分发挥混凝土较高的抗压能力，加强了梁上翼缘的抗压性能，相当于削弱了梁下翼缘，因此钢梁下翼缘成为节点过早失效的主要破坏位置。
国内外学者相继对钢梁-混凝土组合节点做了一系列分析研究[4－13]，指出应用在中低层建筑中的扁梁受到楼板的组合作用更强；Yu等[4]提出混凝土楼板的存在会消除梁的弯扭屈曲，但会增强梁翼缘的局部屈曲，从而引起钢梁的承载力退化；Cheng和 Chen[5]对六个组合钢梁节点试件做了试验研究，结果表明 49%组合梁的初期刚度和极限强度得到明显提高；Liu等[6]的试验结果表明在层间位移角达到0.04 rad时，楼板组合效应失效。此外，高强钢也逐渐开始用于国内外一些大跨与高层建筑结构，并取得了很好效果[14－15]。相比于普通钢，高强钢强度更高、屈强比提升，伸长率降低，而针对高强钢结构的相关研究和设计规范仍不足，应用局限于部分特殊建筑，尚未推广到一般建筑结构中。
鉴于以上研究背景，本文设计了Q390钢材制作的4个不同构造形式的外环板式节点试件，采用低周反复试验方法，研究了钢梁和混凝土楼板的组合作用对采用高性能钢制作的组合节点的刚度、承载力以及耗能能力的影响。本文探讨的外环板式节点[16]是将外环板设置在柱子外部，拼接形式采用垂直梁焊缝拼接，并将梁翼缘用全熔透对接焊缝与外环板焊接，这种在柱面施焊的方式与传统的柱角处施焊相比，大大减小了由于对接焊缝处应力集中而被撕裂的可能性。
1 试验概况
1.1 试验体设计
本试验的4个试件采用边柱梁柱连接模型，试件尺寸如图1所示。其中，ST-W/O (Steel beam and steel tube column connection without floor slab)为无楼板组合作用的纯钢梁-钢管柱节点框架模型，ST-W (Steel beam and steel tube column connection with floor slab)为有楼板组合作用的纯钢梁-钢管柱节点框架模型，CFT-W/O (Concrete filled steel tubular column connection without floor slab)为无楼板组合作用的纯钢梁-钢管混凝土柱节点框架模型，CFT-W(Concretefilledsteel tubularcolumn connection with floor slab)为考虑楼板组合作用的纯钢梁-钢管混凝土柱节点框架模型。
试验设定的试件变化参数为是否考虑楼板组合作用、方钢管柱内是否有混凝土填充。柱子采用方钢管，且所有方钢管柱高度均为1400 mm，方钢管外围尺寸为200 mm×200 mm，管壁厚9 mm。钢梁采用 H型钢，钢梁长度均为 1500 mm，尺寸为300 mm×120 mm×6 mm×12 mm。本试验中梁柱节点采用外环式梁柱连接方式，外环板通过角焊与方钢管柱进行连接，角焊缝宽10 mm，试件尺寸信息见表1所示。
图1 试件详图
Fig.1 Detail of specimen
表1 试件主要参数
Table 1 Main parameters of specimens
试件ST-W、CFT-W中的楼板采用钢筋混凝土组合楼板，楼板厚度为85 mm，楼板中设置抗剪栓钉以连接梁和楼板，其间距为 100 mm，并在与梁垂直的方向设置正交梁以支撑楼板，梁的材料轴和直角方向上螺栓的设置间隔满足最大安装数量要求。
1.2 材料性能
试验正式进行之前进行材性试验，得到的钢材、混凝土和钢筋的主要材料性能如表 2、表 3所示。
表2 钢材材料性能
Table 2 Material properties of steel
表3 板基本参数
Table 3 Parameters of slab
1.3 试验装置和加载方案
根据空间梁柱节点抗震性能的研究，假设柱一半层高处或梁跨中位置处作为反弯点，并在反弯点处截取试验体。试验加载装置如图2所示，柱试件竖直放置，柱上无轴向荷载。试验采用梁端位移加载模式，这种加载方式未能直接显现因重力作用引起的P-Δ效应(二阶效应)，但节点区的受力状态能够较好地拟合实际结构受力情况[17－18]。试件上部通过竖向滑动铰支座与加载框架连接，该铰支座允许钢管混凝土柱发生铅直方向位移，试件下端通过固定铰支座与加载架连接，该支座限制钢管混凝土柱水平移动，但允许其转动，两支座之间的距离为1800 mm。梁端连接一个50 t的作动器，以施加低周循环荷载，直至构件完全破坏，并规定梁向上移动为正向荷载，反之为负向荷载。加载点与柱中心线的距离为1500 mm。试验中为了防止梁发生面外扭转变形，在节点试件平面外两侧设置侧向支撑，并在侧向支撑内侧添加滚轮，在梁翼缘外侧加焊板，将滑动摩擦转换为滚动摩擦，减少摩擦。
试件采用拟静力加载方式，加载历程曲线如图3所示，以层间位移控制加载。首先按层间位移角分别为 0.5%、1%、2%、3%、4%加载，每级各循环2次；随后按层间位移角为5%加载，加载循环多次，直到试件破坏，试验停止。
图2 加载装置示意图
Fig.2 Schematic diagram of test setup
图3 加载历程曲线
Fig.3 Loading history
其中，试验过程中的层间位移角和理想模型不同的是，受柱顶柱底产生的水平位移的影响，需要在理论层间位移角的基础上进行修正，公式为：
层间变形角示意图如图4所示。
图4 变形角示意图
Fig.4 The deformation angle diagram
1.4 计测方法和量测内容
通过布置位移计和作动器分别测定各部位的位移和受力，见图 5。位移计量测内容主要有：梁端竖向位移、节点域变形、钢管水平位移、楼板水平位移。加载点竖向位移由与之连接的油压千斤顶上的传感器测定。计算机同步采集得到的各测点的位移测量值，计算得到梁端剪力。根据式(1)定义的修正的层间位移角将梁端层间位移角定义为下式：
其中：V1为梁端竖向位移，V2为Vs和Vn的平均值；Lt为梁端竖向位移V1与节点域竖向平均位移V2测定点之间的距离；hwt为钢管水平位移Uwl和钢管水平位移Uwu测定点之间的距离。
图5 位移测点分布图
Fig.5 Setup of measurements
2 试验现象
ST-W/O试件在层间位移角R=0.05 rad的第 3次循环周期的正向加载时，方钢管柱圆弧角部与外环板的下侧角焊缝首先出现裂隙(图 6(a))。随后，在第4循环周期的正向加载时，外环板与梁下翼缘连接处产生裂缝，并沿端部向内侧扩展，与此同时，承载力开始下降，且在第五循环周期中发生撕裂(图 6(b))。
ST-W试件在层间位移角R=0.05 rad的第2循环周期中，方钢管柱与外环板的下侧焊缝处开始出现裂纹。在第3循环周期中，由于受到钢筋混凝土楼板的影响，使得中性轴上移，下侧外环板所受的张拉力增大，裂纹逐渐扩展，形成明显的裂缝，承载力降低(图 6(c))；在第 4循环周期中外环板沿柱面撕裂，同时柱面产生明显的面外变形(图6(d))。
CFT-W/O试件考虑了方钢管柱的混凝土填充作用影响，在层间位移角R=0.05 rad第2循环周期中，外环板与梁上侧连接处产生局部弯曲。随后，在第5循环周期负向加载过程中，梁上翼缘与外环板连接处开始出现裂缝现象(图 6(e))，在第 6循环周期时断裂，从图 6(f)中可清楚看到裂缝是从外环板和梁端相接处开始出现并沿大约 45°方向向外环板方向开展延伸，这是由于外环板的截面较梁翼缘截面大，其面外抗弯能力较差。因此，采用外环板式的梁柱节点连接方式，发生断裂的位置由外环板与钢梁连接部位开始出现裂缝，沿 45°方向往加强环方向延伸，能够避免在节点域部位产生破坏发生局部倒塌现象，保证了梁柱框架体系的整体稳定性。
CFT-W试件在R=0.05 rad的第1循环周期中，梁下翼缘与外环板连接处发生局部弯曲现象(图6(g))。随后，由于受到钢筋混凝土楼板的影响，使得中性轴位置上移，在第四循环周期中负向加载中，梁下翼缘与外环板连接处发生断裂(图6(h))。
试件ST-W和CFT-W考虑了楼板组合作用，楼板对钢梁上翼缘起到加强作用，增强了钢梁上翼缘等同于削弱了钢梁下翼缘，因此试件都在梁下翼缘与外环板连接处发生集中损伤，楼板沿短边方向出现斜裂缝。正向加载时垂直于加载点方向的柱面附近的混凝土压酥剥落，见图7(a)、图7(c)；负向加载时楼板和柱发生分离如图7(b)、图7(d)，ST-W的分离距离约为14 cm，CFT-W的分离距离约为16 cm。
图6 试验现象图
Fig.6 Test phenomenon
图7 ST-W、CFT-W试件破坏图(混凝土板)
Fig.7 Failure modes of ST-W and CFT-W (concrete slab)
3 试验结果分析
3.1 滞回性能
试件的梁端转角-弯矩滞回曲线图如图8所示，在加载过程中，4个T形试件具有一些相似特征。在加载级小于R=0.005 rad时，4个试件的层间位移角-梁端弯矩曲线均呈直线，此时各个 T形构件在弹性范围内；当加载级别超过R=0.01 rad时，滞回曲线出现弯折，试件逐步进入塑性阶段，在加载级到达R=0.05 rad时，各试件出现不同形式的破坏。所有试件在整个加载过程中，各试验节点均表现出优越的延性性能，层间位移角-梁端弯矩曲线均为饱满稳定的纺锤形。其中，试件ST-W和CFT-W因楼板组合作用，正向加载较负向加载时承载力有所提高，分别提高了20.52%和11.70%。
图8 各试件梁端转角-弯矩曲线图
Fig.8 Beam rotation angle and bending moment curves of specimens
3.2 骨架曲线及其主要性能点定义
将试件各级加载第1循环中的峰值荷载点相连得到的曲线称为骨架曲线，见图9。试件的屈服点、塑性点、峰值点、极限状态点等主要性能点可在骨架曲线中确定，见图10。试件的屈服点和塑性点采用Slope factor method方法[19]确定，分别用1/3Ke和 1/6Ke为斜率的直线与骨架曲线相切点作为屈服点和塑性点。峰值点指骨架曲线最大弯矩对应的点；极限状态点指骨架曲线下降范围内，取0.85Mmax对应的点[8]。
各试件节点域的剪切刚度、屈服点、塑性点、峰值荷载点对应的弯矩转角如表 4所示。相比于ST-W/O和 CFT-W/O，考虑楼板影响的试件 ST-W和 CFT-W 的屈服弯矩、塑性弯矩和峰值弯矩总体上有所提高，且正向加载提高的更明显，这是由于正向加载时，钢筋混凝土楼板处于受压状态，与钢梁共同受力充分发挥了混凝土的抗压作用。相比于ST-W/O，填充混凝土的方钢管柱CFT-W/O的屈服弯矩、塑性弯矩和峰值弯矩分别提高了 21.28%、17.34%和14.29%；相比于ST-W，填充混凝土的方钢管柱 CFT-W 的屈服弯矩、塑性弯矩和峰值弯矩分别提高了21.25%、13.72%和5.20%。
图9 骨架曲线对比
Fig.9 Skeleton curves for specimens
图10 主要性能点的定义
Fig.10 Definition of main performance points
表4 构件的节点域的剪切刚度、主要性能点的弯矩和转角
Table 4 Experimental stiffness and shear strength of entire panel, bending moment and chord rotation of main performance points
注：Ke为剪切刚度；My为屈服点；θy为屈服弯矩变形角；Mp为塑性点；θp为塑性弯矩变形角；Mm为峰值弯矩；θm为峰值弦转角。
3.3 刚度退化
试件刚度退化按下式计算：
其中：Kj为第j级加载的刚度；Mi,j为第j级加载的第i次循环的梁端的最大弯矩；θi,j为Mi,j对应的梁端转角。
各试件的刚度退化规律曲线见图 11所示。各试件的刚度退化均比较明显，总体来说在前两个加载级中刚度退化最为显著。
无楼板作用的试件ST-W和CFT-W的正负向刚度仅在初期加载存在一定的差距，但差距不大。这是由于初期加载时，试件的位移较小，各种因素导致的位移测量误差会产生比较大的相对误差，从而影响刚度大小。在R=0.02 rad加载级之后，正负向刚度趋相同值。
考虑楼板影响的试件ST-W和CFT-W的正负向刚度具有相对较大差距，且其初始正向加载刚度均明显大于其初始负向加载刚度，原因是在正向荷载作用时，钢筋混凝土板受压，与钢梁上翼缘协同工作，抵抗压力；然而在负向荷载作用时，由于钢筋混凝土抗拉能力较弱，拉力基本由钢梁上翼缘承担。
各试件塑性点与屈服点的刚度比值Kp/Ky、0.05 rad点与屈服点的刚度比值K0.05rad/Ky、峰值荷载点与屈服点的刚度比值Km/Ky见表 5。各试件的K0.05rad/Ky比值较为接近，在0.36～0.48；相对于试件ST-W/O和CFT-W/O而言，ST-W和CFT-W正负向的Km/Ky比值相差较大，原因是由于楼板组合作用，在正向加载充分利用了楼板的抗压能力，使得正向加载刚度较负向加载的刚度大。
图11 各个试件的K-θ曲线
Fig.11K-θcurves of specimens
表5Kp/Ky、K0.05rad/Ky和Km/Ky
Table 5Kp/Ky、K0.05rad/KyandKm/Ky
注：Ky、Kp、K0.05rad、Km分别为屈服点、塑性点和层间位移角为0.05 rad时以及峰值状态点的刚度。
3.4 耗能能力
在低周反复荷载作用下，基于各个试件的梁端转角-弯矩滞回曲线，可以得出每个滞回环的面积E，并以此来度量构件在每个加载循环内累积耗能能力，对试件的耗能能力进行综合评价。等效粘滞阻尼系数ξ按下式计算[20]：
其中：
表示一个循环的滞回曲线面积；
表示相应的三角形面积，如图12所示。
各试件每个循环耗能E和累积耗能Ea如图13、图 14所示。随着加载历程的进行，层间位移角达到0.04 rad之前阶段，四个构件的能量耗散系数差别不大。在层间位移角达到0.04 rad之后，四个构件的能量耗散系数开始逐渐出现差别。由图可见，试件CFT-W/O的E和Ea高于CFT-W，试件ST-W/O的E和Ea高于ST-W，这是由于在0.05 rad加载级中 4个构件的循环加载圈数不同，其中 CFT-W/O在0.05 rad加载级中循环了5圈，比试件CFT-W多了一圈，试件ST-W/O在0.05 rad加载级中循环了4圈，比ST-W多了一圈。
图12 等效粘滞阻尼系数计算简图
Fig.12 Calculation for equivalent viscous damping coefficient
图13 各试件的E-θ曲线
Fig.13E-θcurves of specimens
图14 各试件的Ea-θ曲线
Fig.14Ea-θcurves of specimens
各试件节点域的等效粘滞阻尼系数ξ随着加载过程的变化如图15和表6所示。试件ST-W/O、ST-W、CFT-W/O和CFT-W屈服时的等效粘滞阻尼系数相近，分别为0.138、0.152、0.133和0.132。试件ST-W/O、CFT-W/O在塑性点的ξeq,p较为相近，在0.18左右；试件ST-W、CFT-W在塑性点时的ξeq,p较为相近，在0.13左右。各试件在0.05 rad时的ξeq,0.05rad较为接近，在0.222～0.229，这是因为加载到0.05 rad时，混凝土楼板已经退出工作，因此四个构件的ξeq,0.05rad较为接近。
图15 各试件的ξeq-θ曲线
Fig.15 ξeq-θ curves of specimens
表6 屈服点、塑性点和变形最大点的等效粘滞阻尼系数
Table 6 Equivalent viscous damping coefficient at yield,plastic and max shear deformation state
注：ξeq,y、ξeq,p、ξeq,0.05rad分别为屈服点、塑性点和0.05 rad时的等效黏滞阻尼系数。
4 结论
通过对4个试件的低周反复加载试验和分析，得到如下结论：
(1) 对于带楼板的试件，由于楼板对钢梁上翼缘起到加强作用，正向加载较负向加载时的承载力分别提高了 20.52%和 11.70%，且钢梁的整体稳定性和钢梁上翼缘的局部稳定性得到显著提高。
(2) 采用外环板式的梁柱节点连接方式，能够有效地将塑性铰外移，避免了在节点域附近发生破坏。但如果有楼板影响，该种节点形式也存在在节点域附近外环板发生断裂的隐患。
(3) 填充混凝土的方钢管柱的在屈服点、塑性点和峰值点的弯矩值相比于中空方钢管柱均有所提高，提高范围在5%～22%。
(4) 本试验的四个构件的滞回曲线都较为饱满，表现出较好的耗能能力和延性性能。在塑性点时，无楼板作用的试件的粘滞阻尼系数(0.18左右)略高于有楼板作用的试件的黏滞阻尼系数(0.13左右)；在层间位移角达到0.05 rad点时，各试件粘滞阻尼系数趋于一致，在0.222～0.229，说明此时楼板组合效应已经失效。
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