钢管柱-钢筋混凝土框架转换节点设计研究

钢管柱-钢筋混凝土框架转换节点设计研究

在航站楼、铁路客运站站房、综合交通枢纽等大型公共建筑中，广泛采用下部为混凝土框架、上部为大跨度钢屋盖的结构形式。对于此类结构形式，支承钢屋盖的钢管柱与下部混凝土框架柱、框架梁之间内力的可靠传递非常关键。迄今，国内外学者在钢管混凝土柱与H 型钢梁及钢筋混凝土梁的节点、钢筋混凝土柱与H 型钢梁节点受力性能研究方面取得了一些进展[1－3]，但对钢管柱-钢筋混凝土框架转换节点的相关研究很少。

钢管柱-钢筋混凝土框架转换节点的构造与钢管混凝土柱-钢筋混凝土梁节点较为接近。钢管混凝土柱与钢筋混凝土梁的连接方式包括在钢管外侧设置混凝土环梁、钢管外侧设置混凝土双梁及钢管柱设置连接钢牛腿等形式。在广州合银广场[4]工程中，在钢管混凝土柱外侧设置钢筋混凝土环梁，钢筋混凝土梁与环梁进行连接；在广州新中国大厦[5]工程中，采用钢管混凝土柱-混凝土双梁节点形式，并通过在节点外侧设置钢牛腿增强抗剪能力与抗弯作用；在重庆“嘉陵帆影”二期[6]中，在钢管混凝土柱设置钢牛腿，混凝土梁上部上排钢筋与牛腿上翼缘焊接，上部下排钢筋通过连接器与钢管柱连接，下部钢筋与牛腿下翼缘焊接。张世春等[7]进行了钢管混凝土柱-混凝土梁节点缩尺模型低周往复加载试验，梁纵向钢筋分别焊接或搭接在外加强环的牛腿上，试验结果表明，梁在距柱边1 倍～2 倍梁高处形成了X 形塑性铰，滞回曲线饱满，耗能性能良好，钢筋焊接节点的抗震性能优于钢筋搭接节点。

钢管柱-钢筋混凝土框架转换节点与上述钢管混凝土柱-钢筋混凝土梁节点差异很大，钢管柱与下层钢筋混凝土柱的连接构造复杂。当上部钢管柱直径小于下部钢筋混凝土柱直径时，可将钢管下插一层，并在钢管外包覆钢筋混凝土，将该型钢混凝土柱作为过渡段层；当钢管柱直径大于下部钢筋混凝土柱直径时，可将钢管作为钢筋混凝土柱的套管，形成钢管-钢筋混凝土柱过渡层[8]。此外，还可将钢管柱底部视为柱脚，满足埋入式柱脚插入深度要求，实现钢管柱与钢筋混凝土柱内力的传递[9]。以上钢管柱与钢筋混凝土框架的过渡方

式，钢管下插长度较大，钢材用量较多，梁纵向钢筋焊接难度较大。

本文针对前述钢管柱-钢筋混凝土框架过渡方式存在的问题，提出了一种适用性较强的转换节点连接构造形式，并具体给出了转换节点与钢管柱、钢筋混凝土梁及钢筋混凝土柱的连接设计方法。在清华大学教育部重点实验室进行了4 个转换节点的缩尺模型试验，验证该转换节点抗震性能的可靠性。采用非线性有限元软件Marc 对该转换节点的受力机理进行深入分析，考察该转换节点在水平往复荷载作用下的Mises 应力、塑性应变以及材料损伤的情况。

1 转换节点设计方法

1.1 转换节点的基本形式

本文转换节点主要适用于上部为圆钢管柱、下部为钢筋混凝土圆柱的情况。混凝土柱的纵向受力钢筋与节点域的钢管侧壁焊接，混凝土框架梁的纵向受力钢筋与节点域的H 型钢牛腿焊接。钢管柱与钢筋混凝土框架转换节点的基本形式见图1。在设计钢管柱-混凝土框架转换节点时，主要遵循以下原则：1) 混凝土结构能够对顶部钢柱进行可靠锚固，实现悬臂钢管柱底部的嵌固条件；2) 下部混凝土框架能够满足“强节点、弱构件”的抗震性能要求。

与迄今航站楼、铁路客运站站房等工程中采用的钢管柱-混凝土框架转换方式相比，本文转换节点避免采用过渡层的方式，钢管下插长度很小，节约钢材效果明显，适用于一定范围内钢管柱与钢筋混凝土柱直径的相对变化，具有较好的技术经济性。

1.2 钢管柱的连接

转换节点的顶部与钢管柱相连，底部与钢筋混凝土柱连接，故此，节点中部为变径钢管，变径段的斜度不宜大于1∶6，变径段应设置在H 型钢牛腿高度范围内。变径段的壁厚不小于钢管柱的壁厚，当斜度大于1∶6 时，变径段的壁厚应适当 加大[10]。

图1 钢管柱与混凝土框架的转换节点

Fig.1 Transfer joint between steel tube column and RC frame

在钢牛腿上、下翼缘相应的部位设置内环形水平加劲肋，满足钢牛腿传力及混凝土浇筑的需求。环形加劲肋的厚度与H 型钢翼缘相等，且不小于12 mm。变径段与上、下钢管之间、水平加劲肋与钢管内壁之间均采用坡口全熔透焊缝。

为了增强转换节点的强度，提高被连接构件之间传力的可靠性，在上、下环形加劲肋之间设置多个竖向加劲肋。钢管柱-混凝土框架转换节点的构造见图2。

图2 转换节点的构造

Fig.2 Construction details of transfer joint

1.3 钢筋混凝土梁的连接

钢筋混凝土框架梁主要通过H 型钢牛腿与节点域钢管连接。此时，转换节点钢牛腿的承载力应不小于混凝土梁端截面内力的设计值。

1.3.1 弯矩传递

框架梁梁端弯矩主要通过钢牛腿进行传递，钢牛腿翼缘的截面面积应满足框架梁纵向受力钢筋传力的要求：

式中：fa 为钢材的强度设计值；bf 和tf 分别为钢牛腿翼缘的宽度和厚度；fy 和Abs 分别为框架梁纵向钢筋的强度设计值和截面面积。

框架梁纵向受力钢筋与钢牛腿翼缘采用双面角焊缝焊接。通过牛腿翼缘的叠层式连接

构造，既能避免下排钢筋现场仰焊，又可减小牛腿翼缘偏心受力，施工方便，易于保证焊接质量。故此，牛腿的长度、翼缘板的尺寸应做到构造合理，满足焊接操作的要求。在钢管表面设置圆头焊钉等措施，增强框架梁混凝土与节点之间的整体性。框架梁与转换节点的连接构造见图3。

图3 钢筋混凝土梁与转换节点的连接构造

Fig.3 Connection details between RC beam and transfer joint

1.3.2 剪力传递

框架梁端部剪力全部由钢牛腿的腹板承担，钢牛腿腹板的截面面积应满足框架梁受剪承载力的要求：

式中：fv 为钢材的抗剪强度设计值；hw 和tw 分别为钢牛腿腹板的高度和厚度；Vb 为按《混凝土结构设计规范》(GB 50010－2010)[11]调整后框架梁受剪承载力的设计值。

1.3.3 构造钢筋

在中国，虽然道德问题一直是学界关注的焦点，但是在道德价值方面的探讨才刚刚起步。从广义上说，道德是文化的一部分，道德价值是道德体系的核心要素之一。道德价值在不同领域有着不同的表现形式，道德的文化价值是道德的价值在文化领域的表现形式。

由于H 型钢牛腿范围内的承载力与刚度均明显大于钢筋混凝土框架梁，梁端塑性铰外移。故此，框架梁端部箍筋加密区的长度应从H 型钢牛腿外侧起算。

1.4 钢筋混凝土柱的连接

钢筋混凝土柱的纵向钢筋与钢管管壁焊接，双面角焊缝的长度应不小于5 倍钢筋直径。钢筋混凝土柱与转换节点钢管之间内力的传递，除纵向钢筋可以直接与钢管管壁传力外，内部混凝土的竖向力主要通过钢管内侧的水平与竖向加劲肋、钢管内壁与混凝土之间的摩阻力，对于大直径钢管，可以考虑在钢管内壁设置栓钉。为了偏于安全起见，忽略管壁底面对混凝土柱局部压力的贡献。此时，转换节点应满足式(3)要求：

式中：Vvs 为管内竖向加劲肋抗剪承载力设计值；Vf为钢管内壁和混凝土之间粘结力与抗剪栓钉承载力的较大值；Nc 为混凝土柱轴力设计值；fy 和Acs分别为框架柱纵向受力钢筋的强度设计值和截面面积。钢筋混凝土柱与转换节点的连接构造 见图4(a)。

图4 钢筋混凝土柱与转换节点的连接构造

Fig.4 Connection details between RC column and transfer joint

假定框架柱顶部混凝土压应力均匀分布，转换节点核芯混凝土的受力情况见图4(b)。当不考虑钢管内混凝土超灌等有利作用时，转换节点环形加劲肋的宽度尚应避免圆孔范围内素混凝土发生直剪破坏，即圆柱体表面的抗剪承载力应大于圆柱体底面的压力：

式中：ft 为混凝土抗拉强度设计值；d 和h 分别为环形加劲肋处混凝土圆柱体的直径和高度；σ 为框架柱顶部混凝土的压应力。

利用fc 和ft 与混凝土立方体强度的关系[11]，可以得到h/d 与混凝土强度等级、轴压比的关系式：

式中：fcu,k 和fc 分别为混凝土的立方体抗压强度标准值与抗压强度设计值；αc1 为混凝土棱柱强度与立方体强度之比。

h/d 与混凝土强度等级、轴压比的关系见表1。从表1中可知，对于强度等级为C40～

C80的混凝土，当轴压比为0.4 时，h/d 不小于1.60～2.27 即可避免直剪破坏。

在混凝土框架柱顶部纵向钢筋的连接区，采用钢丝网细石混凝土作为保护层，有利于

提高钢管混凝土过渡段的防火性能。

表1 h/d 与混凝土强度等级和轴压比的关系

Table 1 Relationship between h/d and concrete strength grade and axial

compression ratio

2 转换节点试验研究

2.1 试件设计

为了验证本文转换节点的合理可靠性，深入考察其抗震性能与破坏形态，在清华大学土木工程安全与耐久教育部重点实验室进行了缩尺模型试验。考虑实验室设备加载能力、加载空间、构件规格等因素，采用1∶2.5 缩尺比。缩尺后，H 型钢牛腿尺寸为H400 mm×400 mm×12 mm×12 mm，内环板最小宽度为120 mm，厚度同钢牛腿翼缘，竖向加劲肋厚度与钢牛腿腹板相同，节点变径段钢管壁厚与钢管柱相同。钢材牌号均为Q345B，梁、柱纵向受力钢筋均采用HRB400，箍筋均为HPB300。抗剪栓钉长度l=50 mm，间距约80 mm。

为了真实模拟钢管柱-混凝土框架转换节点在水平荷载作用下的受力状态，试件选取了钢管柱、混凝土框架柱与框架梁反弯点范围内的部分。此类工程中钢柱的轴压比均较小，

经统计，最大轴压比为0.32。在验证转换节点安全性时，为了考虑轴压比对受力性能的影响，并考虑钢管柱与钢筋混凝土柱直径的相对关系，设计制作了JD-1～JD-4 共4 个试件，钢管柱的轴压比分为0.32 与0.16 两种。缩尺模型的基本信息见表2，试件基本尺寸及配筋见图5。

表2 试件的基本信息

Table 2 Basic information of specimens

图5 试件尺寸及配筋图 /mm

Fig.5 Dimensions of specimens and reinforcement configuration

框架梁与框架柱混凝土强度等级均为C40，试件浇筑混凝土时制作6 组尺寸为150 mm×150 mm× 150 mm 的标准试件，与节点试件在相同条件下养护28 d，实测立方体抗压强度fcu=46.7 MPa，弹性模量Ec=32.5 GPa。钢板与钢筋的实测屈服强度fyk及抗拉强度fstk 见表3。

表3 钢材及钢筋材性结果

Table 3 Mechanical properties of steel and reinforcement

2.2 试验装置与加载制度

为了模拟转换节点的实际受力情况，采用500 t千斤顶在钢管柱顶部施加恒定竖向轴力，采用100 t作动器在钢柱顶部侧向施加水平往复荷载，梁端设置滑动铰支座模拟框架梁反弯点处的边界条件，在混凝土柱底部设置销轴模拟钢筋混凝土柱的反弯点。试验加载装置见图6。

图6 加载装置

Fig.6 Test setup

试验时，首先通过千斤顶在钢管柱顶施加轴力至设计轴压比，然后保持轴力不变，在柱顶进行水平加载。水平加载遵循《建筑抗震试验方法规程》(JGJ 101－2015)[12]中荷载-位移双控的原则，进入屈服之前采用荷载控制，每级荷载循环1 次；进入屈服之后，采用位移控制，每级位移循环3 次(见图7)，直至试件所受荷载下降至峰值荷载的85%时停止加载，试验中尽量使加卸载速率保持一致，保证试验数据的稳定性。

图7 水平加载制度

Fig.7 System of horizontal load

2.3 测点布置

在钢管柱加载部位设置水平位移计，并在钢管柱底部、沿高度每300 mm 间距布置应变片，量测柱钢管受力的变化情况。在变径段钢管、H 形钢牛腿的上、下翼缘布置应变片，测试节点域应变的情况。

此外，还在框架梁上、下纵向钢筋、框架柱纵向钢筋上设置应变片，用于量测钢筋应变，进而判断转换节点传力的有效性。试件JD-1～JD-4 测点布置见图8。

图8 试件测点布置

Fig.8 Measuring points arrangement of specimens

2.4 试件结果及分析

2.4.1 试件加载过程与破坏形态

1) 框架梁

4 个试件在加载前期的开裂过程较为相似。在加载至100 kN 左右时，框架梁在钢牛腿外端附近首先出现受弯裂缝，裂缝宽度约为0.1 mm。随着柱顶往复荷载增大，裂缝数量不断增加，裂缝宽度不断增大。加载至300 kN 左右时，可以听到混凝土开裂声，裂缝宽度迅速增大，最大裂缝宽度超过0.4 mm。试件JD-1 框架梁的纵向钢筋显著大于其他试件，加载至360 kN 时，在梁与混凝土柱相交的部位出现斜裂缝，梁顶部出现水平裂缝，试件屈服时大部分裂缝发展为斜向裂缝，最大裂缝宽度为2.0 mm。在试验结束时，框架梁端部尚未形成明显的塑性铰。试件JD-2～JD-4 加载至屈服位移时，梁底混凝土轻微剥落。位移控制加载阶段，裂缝宽度逐渐增大。加载至最大位移时，梁底混凝土剥落，牛腿顶部混凝土出现劈裂裂缝，靠近牛腿处混凝土向外鼓出，框架梁混凝土压溃、剥落，纵向受力钢筋弯折变形显著，试件承载力明显下降，试验结束。

2) 混凝土柱

当加载至最大承载力的50%～65%左右时，框架柱顶部混凝土出现裂缝，但裂缝数量较少，钢柱轴压比0.32 时开裂荷载明显高于轴压比0.16 时的开裂荷载。随着荷载继续增大，裂缝数量、宽度及长度均发展缓慢。JD-1 试件在反向加载至180 mm时，混凝土柱顶部柱纵筋与钢管焊接处发生断裂，混凝土柱发生倾斜变形，柱顶混凝土大面积压溃、剥落，承载力发生大幅下降。其他3 个试件在试验结束时，下部混凝土框架柱基本完好，钢筋基本处于弹性状态，均未出现柱纵向受力钢筋与钢管壁焊缝拉断情况。

3) 节点域钢柱

根据应变测试结果，当加载至最大承载力50%之前，4 个试件节点域钢管均处于弹性

状态。钢管柱加载时受压一侧首先屈服，在试验结束前，钢管柱底部管壁进入屈服，但钢管柱及节点域均未出现面外变形。在试验结束时，试件JD-1～JD-4 的最终破坏形态见图9。

图9 转换节点的破坏情况

Fig.9 Failure patterns of transfer joint

2.4.2 荷载-位移曲线

试件JD-1～JD-4 的荷载-位移曲线见图10， 图10 中位移为钢管柱加载点水平位移，荷载为钢管柱顶水平荷载。

图10 转换节点试件钢管柱顶部的荷载-位移曲线

Fig.10 Load-displacement curves of steel tube column top for transfer joint

specimens

由图10 可知，在水平往复荷载作用下，试件的滞回曲线饱满，具有良好的耗能性能。钢筋混凝土梁进入塑性后，滞回曲线略有捏拢现象。由于试件JD-1 框架梁的纵向钢筋大于其他试件，故其抗弯承载力显著高于其他试件。

2.4.3 承载力与位移

根据试验过程中柱顶加载点的荷载与位移值，得到试件JD-1～JD-4 的屈服承载力、最大承载力、极限承载力及位移延性系数见表4。其中，屈服荷载根据骨架曲线采用能量等值法确定，最大荷载为骨架曲线的峰值荷载，极限荷载取峰值荷载的85%。除试件JD-1 因混凝土柱钢筋拉断造成实测延性系数较小外，试件JD-2～JD-4 的延性系数μ 为5.018～5.791。

表4 转换节点试件的特征承载力、位移与延性系数

Table 4 Characteristic load, displacement and ductility factors of transfer joint

specimens

2.4.4 耗能性能

本文以等效粘滞阻尼系数he 来表征试件的耗能性能，计算方法见式(6)和图11。

图11 等效黏滞阻尼系数计算示意图

Fig.11 Calculation schematics of equivalent viscous damping coefficient

式中： S AFCDA为一个滞回环所包围的面积；SCOB、SAOE 分别为三角形COB、AOE 的面积。

根据式(6)分别计算出各试件的等效粘滞阻尼系数并将结果绘于图12。由图12 可知，破坏时试件JD-1～JD-4 的等效粘滞阻尼系数为0.356～0.507，而钢筋混凝土节点与型钢混凝土节点的等效粘滞阻尼系数分别为0.1 与0.3 左右[13]。可见，本文转换节点的耗能能力较强。

图12 JD-1～JD-4 等效黏滞阻尼系数

Fig.12 Equivalent viscous damping coefficients of JD-1-JD-4

3 转换节点有限元分析

3.1 计算模型及加载制度

由于钢管柱-钢筋混凝土框架转换节点的复杂性，无法通过试验得到钢牛腿、水平加劲环和竖向加劲肋等部位应力分布与塑性发展的全面情况。为了对本文钢管柱-钢筋混凝土框

架转换节点的受力特性进行深入研究，对转换节点缩尺模型进行了有限元分析。

采用Marc 有限元软件[14]对转换节点缩尺模型进行计算分析。混凝土采用实体单元Solid7；钢管、内环板、竖向加劲肋、钢牛腿以及腰筋连接板均采用shell75 壳单元。由于在钢管柱、钢牛腿表面设置了栓钉，故此不考虑混凝土与钢板之间的黏结滑移。钢筋采用truss9 杆单元，并通过“Inserts”方式与混凝土协调变形，不考虑钢筋与混凝土之间的黏结滑移。有限元分析时，裂缝的处理分为分离裂缝模型和弥散裂缝模型[15]，本文采用弥散裂缝模型，混凝土单元长度控制在50 mm 左右。为了防止加载时钢管柱顶部出现应力集中，在柱顶设置刚性垫板。约束柱底3 个方向的平动自由度和梁端面外及竖向2个方向的平动自由度。有限元模型见图13，加载制度与缩尺模型试验相同。

图13 有限元计算模型

Fig.13 Finite element analysis models

3.2 材料本构模型

在进行有限元分析时，混凝土弹性模量Ec= 32.5 GPa，混凝土本构采用Hongnestad 模型[16]，曲线上升段为抛物线，下降段为斜率为0.15 的斜直线，其本构关系见式(7)，混凝土的应力-应变关系曲线见图14。

式中：σ、ε 分别为混凝土的应力和应变；σ0、ε0 分别为混凝土单轴受压时的峰值应力和峰值应变；εu为混凝土的极限压应变，取为0.0038 于受拉段采用MARC 软件自带的Cracking 模型，通过混凝土的开裂应力和受拉软化模量定义混凝土受拉开裂软化性能，采用剪力传递系数模拟混凝土裂面受剪性能。本文计算时，混凝土软化模量取其弹性模量的1/10，剪力传递系数取为0.2，采用Mises 受压屈服准则和最大压应变破坏准则，钢材符合各向同性硬化规则。

图14 混凝土应力-应变本构关系曲线

Fig.14 Stress-strain constitutive relationship curve of concrete

钢材弹性模量Es=206 GPa，钢筋弹性模量Es=200 GPa，质量密度均为7850 kg·m-3。钢材本构采用理想弹塑性模型，钢筋本构采用

Esmaeily-Xiao模型[16]，钢筋本构见式

(8)，其应力-应变关系曲线见图15。

式中：σ、ε 分别为钢材的应力和应变；Es 为钢筋的弹性模量；k1 为钢材硬化起点应变与屈服应变之比；k2 为峰值应变与屈服应变的取值；k3 为钢材极限应变与屈服应变的比值；

k4 为钢材峰值应力与屈服强度的比值。k1、k2 及k3(图15)分别为4.5、45、60[17]，k4 的

取值根据钢筋材性试验确定，本文中梁纵筋k4取为1.344。

图15 钢筋的应力-应变本构关系曲线

Fig.15 Stress-strain constitutive relationship curves of rebars

3.3 分析结果

有限元分析得到的荷载-位移曲线与骨架曲线与试验结果对比分别见图16 和图17。通过对比发现，JD-2～JD-4 有限元分析与试验结果吻合较好，两者的承载力、变形角及刚度变化规律等均较为接近，从而验证了有限元分析的可靠性。JD-1 试件在反 向加载至180 mm 时，混凝土柱顶部柱纵筋与钢管焊接处发生断裂，混凝土柱发生倾斜变形，柱顶混凝土大面积压溃、剥落，承载力发生大幅下降，有限元分析很难模拟，故JD-1 的有限元与试验对比相差略大。

图16 有限元分析与试验荷载-位移滞回曲线的对比

Fig.16 Comparison of load-displacement hysteretic curves of finite element

analysis and test

图17 有限元分析与试验骨架曲线的对比

Fig.17 Comparison of skeleton curves of finite element analysis and test

选取典型节点JD-2 和JD-4 进行分析。试件在达到最大变形时，混凝土梁、柱的开裂应变分布见图18。由图18 可知，在试件达到极限状态时，框架梁混凝土开裂区域主要集中在钢牛腿端部附近，局部区域已超过C40 混凝土的极限压应变εcu= 0.00358[11]，说明此时钢牛腿端部的混凝土已经严重破坏并退出工作；混凝土柱开裂应变为0，说明框架柱的混凝土基本完好。有限元分析得到的裂缝分布规律与试验具有较好的一致性。

图18 试件混凝土梁的开裂应变

Fig.18 Cracking strain of concrete beams of specimens

在达到最大变形时，钢筋的Mises 应力和塑性应变分布分别见图19 和图20。由图可知，框架梁端部塑性铰区的纵向受力钢筋均已屈服，最大塑性应变达0.087～0.128，远大于12εy= 0.0240，达到严重损伤的程度[18]。此时，框架柱纵向受力钢筋的应力值较低，塑性应变为零，说明框架柱纵向受力钢筋仍处于弹性状态。

在达到极限变形状态时，试件节点域钢牛腿、内环板以及竖向加劲肋的Mises 应力见图21。由图可知，钢牛腿、内环板及竖向加劲肋应力较低，均处于弹性状态，充分体现了节点的可靠性。

综上，试件在达到极限变形时，框架梁纵向受力钢筋屈服、混凝土在牛腿端部被压溃，其他部分均处于弹性工作状态，圆满实现了“强节点、弱构件”的抗震设计理念。

图19 试件钢筋的Mises 应力

Fig.19 Mises stress of rebars of specimens

图20 试件钢筋的塑性应变

Fig.20 Plastic strain of rebars of specimens

图21 试件钢牛腿、内环板及竖向加劲肋的Mises 应力

Fig.21 Mises stress of H-section steel, inner ring plates and vertical stiffeners

of specimens

钢管柱的Mises 应力和塑性应变分布分别见图22 和图23。由图可知，钢管柱的最大应力均出现在框架的顶部附近，节点过渡段的应力低于钢管柱。JD-2 的钢管尚未超过钢材屈服应力，处于弹性状态；JD-4 的钢管最大应力达到屈服，最大塑性应变为0.003，处于轻度损伤的程度[18]。

图22 钢管柱的Mises 应力

Fig.22 Mises stress of steel tube columns

图23 钢管柱的塑性应变

Fig.23 Plastic strain of steel tube columns

3.4 参数分析

3.4.1 节点钢管下插深度

为了考察钢管下插深度与钢牛腿长度对节点抗震性能的影响，在试件JD-3 的基础上，将轴压比改为0.2，并将钢管下插深度h 从100 mm 分别延长至0.5D、1.0D(D 为钢管柱直径)，其余参数保持不变。结果表明，不同钢管柱下插深度时节点的滞回曲线均较为饱满，改变钢管柱下插深度对骨架曲线形状的影响很小，说明加大钢管下插深度对改善节点抗震性能作用不大(图24)。

图24 不同钢管柱下插深度滞回曲线与骨架曲线

Fig.24 Hysteretic loop and skeleton curves of different insert depths of steel

tubes

将不同钢管下插深度时节点的特征承载力、特征位移及位移延性系数列于表5，可知3 种钢管下插深度节点的承载力非常接近，屈服位移几乎相同，极限位移与延性系数随着下插深度的加大略有减小。

表5 钢管下插深度对节点承载力和延性系数的影响

Table 5 Strengths and ductility coefficients under different insert depths of

steel tubes

钢管下插深度对刚度退化的影响见图25。

图25 中：K0 为初始切线刚度；K 为环线刚度。 由图25 可知，在低周往复荷载作用下，节点发生了明显的刚度退化，试件的刚度退化持续、稳定、均匀，不同钢管下插深度节点的刚度退化规律类似，说明增大钢管下插深度对节点的刚度退化影响不大。

图25 钢管下插深度对节点刚度退化的影响

Fig.25 Influence of different insert depths of steel tubes on stiffness

degradation

3.4.2 节点牛腿长度

在试件JD-3 的基础上，将轴压比改为0.2，并将钢牛腿长度l 从200 mm 延长至0.5H 与1.0H(H为混凝土梁的高度)，其余参数保持不变。在往复荷载作用下，钢牛腿长度对节点承载力与延性系数和试件滞回曲线的影响分别见表6 和图26。

表6 钢牛腿长度对节点承载力与延性系数的影响

Table 6 Strengths and ductility coefficients under different lengths of steel

bracket

由表6 与图26 可知，当牛腿长度增至0.5H 时，试件承载能力显著提高，荷载-位移滞回曲线更加饱满，说明节点整体抗震性能提高。当牛腿长度增至1.0H 时，试件的承载能力进一步提高，虽然框架梁得到进一步加强，但当柱顶位移较大时，钢管柱将较早进入屈曲，承载力急剧下降，延性系数显著降低。这说明，当钢牛腿长度过大时，不但引起框架梁塑性铰外移，还可能造成“强梁弱柱”的情况，对结构抗震性能不利。故此，对于本文的节点形式，钢牛腿长度不宜过大。

图26 不同钢牛腿长度滞回曲线和骨架曲线

Fig.26 Hysteretic loops and skeleton curves of different lengths of steel

bracket

4 结论

通过对新型钢管柱-钢筋混凝土框架节点进行试验研究与有限元分析，可以得出如下主要结论：

(1) 在水平往复荷载作用下，钢筋混凝土梁首先在钢牛腿端部出现受弯裂缝，钢筋随后进入屈服。试件加载至最大位移时，牛腿端部混凝土压溃、剥落，纵向受力钢筋弯折变形

显著，形成塑性铰。

(2) 框架柱顶部混凝土裂缝数量较少，试验结束时下部混凝土框架柱基本完好。钢管柱底部管壁进入屈服，但钢管柱及节点域均未出现面外变形。

(3) 在水平往复荷载作用下，试件的荷载-位移滞回曲线较为饱满，具有良好的耗能性能。

(4) Marc 有限元分析得到缩尺模型的荷载-位移曲线与骨架曲线与试验结果吻合较好，验证了有限元分析结果的合理性，故可以通过有限元分析得到更加全面的通过试验难以测量的内容。

(5) 钢管柱的最大应力均出现在框架的顶部附近，过渡段钢管的应力低于钢管柱。在达到极限变形状态时，钢牛腿、内环板以及竖向加劲肋应力较低，均处于弹性状态。

(6) 模型试验与有限元参数分析结果均表明，钢管下插深度与钢牛腿长度均无须过大，满足与钢筋的连接要求即可。

(7) 钢筋与钢板之间应满足等强连接，钢筋在节点域的焊缝质量对于保证节点抗震性能的可靠性非常关键。