钢管混凝土柱具有承载力和刚度大、经济性优、便于施工等特性，在冶金、电力及建筑诸多行业获得广泛运用^[1-2]。在钢管混凝土柱和钢梁连接节点形式中，内隔板式连接节点^[3-5]、隔板贯通式连接节点^[6-7]和外加强环板式连接节点^[8-9]具有较好的经济性和抗震性能。《钢管混凝土结构技术规范》^[10]和《矩形钢管混凝土结构技术规程》^[11]将隔板式及外加强环板式连接节点作为钢管混凝土柱与钢梁的推荐连接形式。

虽然钢管混凝土柱经济性和抗震性能较好，但在工程运用时通常会凸出建筑墙体并影响建筑功能。为解决在室内凸出柱的问题，西安建筑科技大学郝际平等^[12-16]提出在多高层钢结构建筑中，运用大高宽比壁式钢管混凝土柱(walled concrete-filled steel tubular column，WCFT column)，下文简称WCFT柱。图1所示为典型WCFT柱截面形式。WCFT柱截面宽度较小，WCFT柱-钢梁节点采用隔板式连接不利于内部混凝土浇灌，且内隔板加工复杂容易出现焊接损伤缺陷^[17]，而外环板式节点局部环板突出墙面会影响建筑美观和装修布置。

图  1  壁式钢管混凝土(WCFT)柱

Figure  1.  Walled concrete-filled steel tubular column

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针对WCFT柱-钢梁连接节点存在的问题，本文作者提出了适用于WCFT柱与钢梁连接的侧板式节点，进行了一组WCFT柱强轴方向与钢梁侧板式节点足尺试件的双向等幅低周往复加载试验，研究节点的破坏形态、滞回性能、耗能能力和延性性能等，旨在为WCFT柱-钢梁侧板式节点在实际工程中的设计和运用提供参考。

1   WCFT柱-钢梁节点设计

结合重庆市某装配式钢结构住宅项目，本文选取框架结构的中柱节点作为研究对象。依据《钢结构设计标准》^[18]和《建筑抗震设计规范》^[19]，在满足“强柱弱梁”的设计要求下，确定钢梁和WCFT柱截面以及加工制作足尺试件。试件为典型的平面十字型节点，假定柱反弯点位置位于半层处，梁反弯点位置位于跨中，梁柱长度尺寸均取至反弯点处。

侧板式节点构成如图2所示：钢梁翼缘高度上下一定范围内，WCFT柱腹板方向设置内嵌式侧板，侧板沿钢梁长度方向外伸形成悬臂段，钢梁翼缘侧面与侧板外伸悬臂段焊接，钢梁翼缘正面与WCFT柱翼缘壁焊接，钢梁腹板和WCFT柱翼缘壁焊接。

图  2  WCFT柱-H形钢梁侧板式节点

Figure  2.  Side-plate joint of WCFT Column-H shape steel beam

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2   试验概况

2.1   试件设计

本文共制作3个十字型侧板式节点足尺试件。试件柱子长度2.6 m，柱顶至底座销轴中心点距离2.9 m，外部钢管采用5块钢板拼装成双腔矩形截面，截面尺寸550 mm×180 mm×8 mm；节点每侧钢梁长度1.6 m，采用焊接H形钢截面H400 mm×180 mm×8 mm×14 mm，节点区柱截面尺寸及侧板外伸尺寸列于表1；钢材材料均为Q235B；WCFT柱内填充C25级商品细石混凝土，施工时由柱顶预留孔灌入。

表  1  试件主要尺寸

Table  1.  Main dimensions of specimens

试件编号	节点区柱/mm	侧板外伸尺寸/mm
JD-1	550×180×12×12	−300×500×12
JD-2	550×180×12×12	−300×500×12
JD-3	550×180×12×12	−240×500×12
注： JD-1节点区柱腹板和外伸侧板为完整板件；JD-2节点区柱翼缘外伸，柱腹板与外伸侧板断开，采用坡口焊与柱翼缘焊接。

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结合试验室装置条件，按照轴压比为0.3计算柱顶竖向荷载，加载过程中通过稳压装置保持竖向荷载恒定，试件加载装置和测点布置图如图3和图4所示。试件轴压比采用试验轴压比$n = N/$$( {{f_{\rm cm}}{A_{\rm c}} + {f_{\rm ym}}{A_{\rm s}}} )$，N为施加在钢管混凝土柱顶的恒定竖向荷载，f_cm为混凝土轴心抗压强度试验平均值，f_ym为钢材屈服强度试验平均值，A_c为截面混凝土面积，A_s为截面钢材面积。

2.2   材性试验

试件不同钢板按《金属材料 拉伸试验 第1部分：室温试验方法》^[20]的规定进行材性试验，试验主要结果平均值列于表2。根据《普通混凝土力学性能试验方法标准》^[21]规定，在试件浇筑时制作150 mm立方体标准试块，与试件相同条件下养护28 d测得混凝土立方体抗压强度平均值32.25 MPa，弹性模量按《混凝土结构设计规范》^[22]规定的公式${E_{\rm c}} = {10^5}/(2.2 + 34.7/{f_{\rm cu}})$确定，E_c取$3.05 \times {10^4}$ MPa，剪切模量G_c按0.4E_c为$1.22 \times {10^4}$ MPa。

图  3  试件加载装置

Figure  3.  Instructions for loading of the specimens

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图  4  试件示意图和测点布置图

Figure  4.  Schematic diagram of specimens and layout of measuring points

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表  2  钢材材性主要试验结果

Table  2.  Main steel properties

板件规格	fy/MPa	fu/MPa	δ/(%)	E/MPa	fu/fy
钢柱(8 mm)	371.67	520.00	24.97	188667	1.40
钢柱(12 mm)	375.00	493.33	30.59	217000	1.32
钢梁翼缘	383.33	535.00	30.18	210667	1.40
钢梁腹板	380.40	513.70	24.67	175700	1.35
注：fy为屈服强度；fu为极限强度；δ为伸长率；E为弹性模量。

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2.3   加载制度

在试件加载过程中首先在柱顶施加预定竖向荷载，然后在柱顶施加低周水平往复荷载。柱顶水平加载方式采用荷载-位移混合法^[23]，试验加载前利用有限元分析软件ABAQUS预测各个试件的屈服荷载，加载时试件到达屈服荷载前采用荷载控制，屈服后采用位移控制。荷载控制阶段各级荷载往复1次，位移控制阶段各级位移往复3次，直至试件破坏，试件加载制度如图5所示。

图  5  加载制度示意图

Figure  5.  Schematic diagram of loading system

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3   试验现象及破坏形态

3.1   试件现象

JD-1达到36 mm往复荷载时，应变数据采集箱显示钢梁翼缘较多点位均已达到屈服应变，荷载-位移曲线亦出现了轻微拐点，表明试件此时进入塑性，开始位移加载。在2.5δ_y(90 mm)循环过程中，东侧梁端腹板出现轻微变形和鼓曲；在3.5δ_y循环过程中，东侧侧板外的钢梁上下翼缘均出现屈曲，且腹板鼓曲发展明显；在4δ_y(144 mm)循环过程的第1圈，柱两侧钢梁翼缘腹板均出现明显屈曲，承载力下降至极限承载力的80%以下，停止试验，破坏形态如图6所示。

图  6  JD-1最终破坏形态

Figure  6.  Final failure mode of JD-1

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JD-2在弹性加载阶段，未出现明显现象。在加载达到40 mm循环过程时，荷载-位移曲线出现了轻微拐点，且部分钢梁翼缘应变片数据已到达屈服应变值，由此判定试件进入塑性状态。在塑性加载阶段，按照0.5倍的屈服位移δ_y加载即每级增加20 mm。在1.5δ_y(60 mm)循环过程中，第1圈拉至60 mm时钢梁翼缘和腹板均无明显现象，但西南角钢梁下翼缘与柱连接处焊缝开裂；第2圈推至60 mm时东南角柱壁与侧板连接处下侧焊缝开裂，且裂缝迅速开展，开裂长度达到15 cm，停止试验，破坏形态如图7所示。

图  7  JD-2最终破坏形态

Figure  7.  Final failure mode of JD-2

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当JD-3达到屈服荷载时，进入36 mm的循环过程。在塑性加载阶段，按照0.5倍屈服位移δ_y加载即每级增加18 mm。在1.5δ_y(54 mm)循环过程中，柱和侧板均无现象出现，但西北角梁上翼缘、东南角梁下翼缘与侧板连接处焊缝开裂，并迅速开展，且柱顶水平荷载无法继续维持，试验停止，破坏形态如图8所示。

图  8  JD-3最终破坏形态

Figure  8.  Final failure mode of JD-3

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在三个试件停止加载后，将核心区柱腹板和柱翼缘板切开，发现所有试件的核心区混凝土完整性均很好，表面没有形成肉眼可见的水平或斜向裂纹，如图9所示。

图  9  核心区混凝土最终状态

Figure  9.  Final status of core concrete

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3.2   破坏形态

JD-1在试验过程中，侧板外钢梁腹板首先发生了微鼓曲，随后钢梁上、下翼缘发生屈曲，随着位移加载钢梁的塑性变形和屈曲不断发展，形成了塑性铰。梁端由于侧板的存在，将塑性铰位置由核心区外移，有效的保护了节点核心区，最后在距柱翼缘边约0.8倍~1.0倍梁高区域形成了塑性铰，导致试件承载能力降低。WCFT柱没有发生明显的局部鼓曲和塑性变形，且节点域混凝土没有出现可见损伤，节点域柱腹板也未发生破坏。表明侧板式节点JD-1满足强节点抗震构造要求^[19]。

相比JD-1，JD-2节点核心区柱翼缘板外伸，柱腹板与外伸侧板在柱翼缘位置断开，分别采用坡口焊与柱翼缘板焊接。JD-2在弹性阶段没有出现明显现象，进入1.5倍屈服位移循环加载过程后，外伸侧板与柱翼缘板间的焊缝开裂，且裂缝迅速开展，JD-2节点随后失去承载力。JD-1和JD-3节点核心区柱腹板和外伸侧板加工为完整板件，两者区别在于JD-3侧板外伸段长度为JD-1长度的80%。JD-3在弹性阶段没有出现明显现象，进入1.5倍屈服位移循环加载过程后，梁端受拉翼缘与侧板外伸段之间的焊缝开裂，且裂缝迅速开展，柱顶水平荷载无法继续维持，JD-3发生破坏。

侧板受柱壁板和梁翼缘的边界约束较强，三个试件侧板均未发生剪切屈曲。钢梁上、下翼缘传递给侧板的轴力形成力偶，使侧板承受一定的弯矩。结合试验现象可知，JD-1的破坏形态为侧板外梁端塑性铰破坏，JD-2为柱翼缘板位置的侧板竖向受弯破坏，JD-3为侧板外伸部分与梁翼缘之间的水平焊缝受拉破坏。

4   试验结果及分析

4.1   滞回曲线

滞回曲线可反应结构抗震性能各项指标，通过对往复荷载作用下柱顶位移及荷载的监测，得到图10所示的荷载-位移滞回曲线。根据图10可得：

1) 各试件在进入屈服之前，滞回环面积很小，曲线形状均为尖梭形。JD-1在屈服后，随着塑性变形的增大，滞回环面积不断增大；峰值荷载之后，滞回环面积增大幅度较为平稳，钢梁端部逐渐进入塑性，节点刚度不断减小，滞回环较为饱满，且无明显的捏缩现象，曲线表现为梭形。

2) 与JD-1相比，JD-2柱腹板和外伸侧板与外伸柱翼缘板焊接，JD-3侧板外伸段长度为JD-1的80%。JD-2和JD-3弹性阶段滞回曲线形状与JD-1相似，三个试件均呈现尖梭形。所有试件在弹性阶段均出现捏缩，这是由于在梁端与链杆的销轴连接节点中，孔径比销轴直径略大，导致滞回曲线在位移零点出现微小滑移。JD-2和JD-3在进入屈服位移加载的第一级循环出现焊缝开裂，且焊缝快速开展，试件无法继续承载，导致滞回曲线中断。

图  10  荷载-位移滞回曲线

Figure  10.  Load versus lateral displacement hysteresis curves

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4.2   骨架曲线

试件柱顶水平荷载-位移骨架曲线如图11所示，用“通用弯矩屈服法”确定屈服荷载P_y和屈服位移Δ_y^[23]，骨架曲线荷载下降至85%峰值荷载P_p时对应位移为极限位移Δ_u^[24]。定义层间位移角θ_u为柱顶水平极限位移Δ_u与柱有效高度的比值。试件得到的推、拉两个方向荷载差异值较小，本文确定特征点处位移和荷载取平均值。三个试件特征点处位移、荷载及层间位移角详见表3。

根据图11和表3可以得到：

1) 所有节点试件的骨架曲线前期基本上呈一阶线性增长，且该阶段3个试件节点骨架曲线斜率非常接近。这表明三个侧板式节点试件初始刚度基本一致；与JD-1和JD-3相比，JD-2节点核心区柱翼缘板外伸，柱腹板与外伸侧板在柱翼缘位置断开，外伸侧板通过坡口焊与柱翼缘板焊接，JD-3侧板外伸段长度为JD-1长度的80%，说明侧板外伸长度和侧板与柱腹板的连接方式对侧板式节点初始刚度影响均较小。

2) JD-2和JD-3峰值荷载均大于JD-1的屈服荷载，分别为JD-1峰值荷载的91.3%和96.4%。这表明JD-2和JD-3亦进入了节点的屈服阶段，但未有效发挥钢材的应变硬化潜能。

图  11  试件骨架曲线

Figure  11.  Skeleton curves of specimens

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表  3  主要试验结果

Table  3.  Main test results

试件编号	Py/kN	Δy/mm	Pp/kN	Δu/mm	θu
JD-1	369.10	44.02	452.60	132.73	1/22
JD-2	−	−	413.19	59.71	1/49
JD-3	−	−	391.05	53.67	1/54
注：JD-2和JD-3进入塑性后不久发生破坏，无法根据“通用弯矩屈服法”确定屈服荷载，峰值荷载Pp、极限位移Δu和层间位移角θu取其骨架曲线终点数据。

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4.3   变形能力和耗能分析

文献[19]规定：对多层、高层钢结构弹塑性层间位移角限值为1/50，由表3中数据可知，JD-1极限位移对应的层间位移角为1/22，超过规定限值的2倍。JD-2和JD-3极限层间位移角分别为1/49和1/54，亦与弹塑性位移角限值接近。

节点延性亦是体现其变形能力的重要指标，JD-2和JD-3在进入塑性阶段不久就发生破坏，试件丧失继续承载的能力，呈现脆性破坏的特征。根据表3数据计算得到，JD-1位移延性系数为3.02，说明合理设计的侧板式节点试件延性较好。

本文采用等效粘滞阻尼系数h_e来评价节点试件耗能能力的优劣^[24]。图12为JD-1的等效粘滞阻尼系数曲线，可以看出，随着循环加载等级的提升，h_e逐渐增大，说明滞回环在循环位移加载下面积逐渐增大，破坏时JD-1的h_e为0.47，说明该节点试件具有较强的耗能能力。

图  12  JD-1等效粘滞阻尼系数

Figure  12.  Equivalent viscous damping coefficient of JD-1

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4.4   刚度退化

为了进一步研究荷载-位移曲线变化规律，本文选用峰值刚度K_i来判断结构在累计损伤的影响下刚度退化情况，其计算方法见式(1)。节点试件各循环级的峰值刚度退化曲线如图13所示，横轴为各循环加载级的位移，纵轴为K_i/K₀，其中K₀为试件初始刚度。从图中可以看出，JD-1的刚度退化比较均匀且平缓，没有明显的刚度陡降，由此可以说明JD-1的耗能能力较为稳定。

图  13  JD-1刚度退化系数

Figure  13.  Stiffness degradation coefficient of JD-1

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式中：K_i为第i个循环的刚度值；+F_i为第i个循环正峰值点荷载值；－F_i为第i个循环反峰值点荷载值；+X_i为第i个循环正峰值点位移值；－X_i为第i次个循环反峰值点位移值。

4.5   节点域应变分析

为了分析试件节点域的应力分布情况，提取JD-1柱腹板中心点的应变，如图14所示，JD-2和JD-3应变与JD-1前期基本相似。JD-1最大应变值为1.3×10⁻³，应变测量结果未达到钢材塑性应变值。结合图9显示的试件核心区混凝土最终状态，表明所有试件在达到峰值荷载时，节点域仍处于弹性阶段，未发生破坏，满足“强节点弱构件”的抗震构造要求。

图  14  JD-1柱腹板应变-荷载曲线

Figure  14.  Strain curve of JD-1 column web versus lateral load

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5   节点受力机理

5.1   节点破坏模式分析

侧板式节点梁端翼缘力偶通过2种路径传递给节点核心区：第一种是经侧板外伸段与钢梁翼缘焊缝，传递至节点核心区柱腹板侧；第二种是通过梁端翼缘与柱翼缘的焊缝，传递至节点核心区柱翼缘侧。因此，除节点域剪切破坏外，侧板式节点存在以下3种破坏模式：Ⅰ) 侧板外梁端塑性铰破坏；Ⅱ) 柱翼缘板位置侧板竖向受弯破坏；Ⅲ) 侧板外伸部分与梁翼缘之间的水平焊缝受拉破坏。

图15所示为侧板式节点的梁端内力图，其中M_bp为梁全截面塑性弯矩，L_s为侧板外伸长度，h_b为钢梁高度，h_s为超出梁上翼缘部分的侧板高度。根据虚功原理，柱翼缘侧屈服时其承担的剪力值V_cfy为：

式中：M_cfy为节点核心区柱翼缘侧屈服弯矩；f_y为钢材屈服强度；t_bf为钢梁翼缘厚度；b_cf为柱翼缘侧截面宽度；t_cw为柱腹板侧厚度；t_cf为柱翼缘侧厚度。

图  15  侧板式连接节点内力图

Figure  15.  Internal force diagram of side-plate joint

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单侧钢梁由翼缘部分传递的梁端弯矩值M_bf为：

当钢梁端部弯矩到达全截面塑性弯矩M_bp时，令柱翼缘部分承担的弯矩比例$\theta = {M_{\rm{bf}}}/{M_{\rm{bp}}}$，由侧板部分传递的梁端弯矩M_bs为：

侧板水平焊缝强度验算：

侧板竖向受弯强度验算：

钢梁翼缘强度：

式中：L_s为超出柱翼缘部分的侧板外伸长度，考虑焊缝起落弧缺陷，计算焊缝长度时扣除2倍焊件厚度；b_bf为钢梁翼缘宽度；f_yw为对接焊缝抗拉强度；式(6b)适用于核心区柱腹板和外伸侧板加工为完整板件的节点形式；式(6c)适用于核心区柱腹板与外伸侧板在柱翼缘位置断开，采用坡口焊与柱翼缘板焊接的节点形式。

当${F_{{\text{Ⅲ}}}}/\min ({F_{\!\!\text{Ⅰ}}},{F_{{\text{Ⅱ}}}}) < 100\text{%}$时，侧板外梁端受弯破坏或发生屈曲，出现模式Ⅰ的破坏形态；当${F_{{\text{Ⅱ}}}}/{F_{{\text{Ⅲ}}}} \leqslant 100$%时，柱翼缘板位置的侧板竖向受弯强度不足，出现模式Ⅱ的破坏形态；当${F_{\!\!\text{Ⅰ}}}/{F_{{\text{Ⅲ}}}} \leqslant$$100\text{%}$时，侧板外伸部分的水平焊缝强度不足，出现模式Ⅲ的破坏形态。

5.2   试验对比分析

结合5.1节理论分析，可得到JD-1~JD-3试件的强度比及预测破坏模式列于表4。对比三个试件的试验现象，表4中的预测破坏模式与试验吻合较好。此外，当钢梁端部弯矩到达全截面塑性弯矩M_bp时，根据理论计算得到三个试件的理论柱顶极限承载力为457.42 kN，表5中给出的是三个节点试件试验的最大承载力，JD-1试验的极限承载力与理论值非常接近。此外，结合表4和表5还可以发现，表4中理论计算的强度比值与JD-1~JD-3试验得到的承载力比值亦吻合较好。

表  4  试件强度比及预测破坏模式

Table  4.  Strength ratios of specimens and expected failure mode

试件编号	${F_{\simfont\text{Ⅰ}} }/{F_{ {\simfont\text{Ⅲ} } } }/(\text{%} )$	${F_{\simfont\text{Ⅱ} } }/{F_{\simfont\text{Ⅲ} } }/(\text{%})$	预测破坏模式
JD-1	110	121	破坏模式Ⅰ
JD-2	110	88	破坏模式Ⅱ
JD-3	85	121	破坏模式Ⅲ

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表  5  柱顶承载力指标

Table  5.  Bearing capacity index at the top of column

试件编号		JD-1			JD-2			JD-3
加载方向		正	负		正	负		正	负
柱顶承载力/kN		461.2	−460.6		429.0	−399.9		389.1	−393.0
承载力比/(%)		100.8	100.7		93.8	87.4		85.1	85.9
注：承载力比为试验柱顶极限承载力与理论计算承载力之间的比值。

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6   结论

本文提出了适用于WCFT柱与钢梁连接的侧板式节点，设计了3个足尺节点试件进行拟静力试验研究，通过试验研究和节点受力机理的分析，得出以下结论：

(1) 侧板式节点形式在节点域外存在3种破坏模式：Ⅰ) 侧板外梁端塑性铰破坏；Ⅱ) 柱翼缘板位置侧板竖向受弯破坏；Ⅲ) 侧板外伸部分与梁翼缘之间的水平焊缝受拉破坏。

(2) 发生破坏模式Ⅰ的侧板式节点试件在距离柱翼缘边0.8倍~1.0倍梁高的区域形成典型梁端塑性铰，节点域处于弹性阶段，节点位移延性系数3.02，峰值荷载时弹塑性层间位移角1/22，等效粘滞阻尼系数0.47，节点试件表现出较好的变形能力和耗能性能。

(3) 发生破坏模式Ⅱ和破坏模式Ⅲ的侧板式节点试件在屈服后位移加载的第一级循环荷载下发生破坏，未充分发展塑性变形，滞回环总面积小，节点试件呈现脆性破坏的特征。

(4) 结合侧板式节点在节点域外的三类破坏模式，建立相应的判别公式。通过与试验的对比，判别公式预测的破坏模式和承载力与试验结果吻合较好，可为WCFT柱-钢梁侧板式节点的工程设计提供参考。

(5) 综合分析节点试件的破坏形态、滞回曲线、骨架曲线、变形能力和耗能能力可以发现，通过合理设计，WCFT柱-钢梁连接的侧板式节点具有较理想的抗震性能，可用于装配式钢结构建筑。