钢桁架-圆钢管混凝土柱连接...性能试验研究与承载机理分析_李志强

建筑结构学报 Journal of Building Structures第 34 卷 第 7 期 2013 年 7 月 Vol. 34 No. 7 July 2013 006 文章编号: 1000-6869( 2013) 07-0047-09 钢桁架-圆钢管混凝土柱连接区段抗震性能 试验研究与承载机理分析 李志强，王 伟，陈以一 ( 同济大学 土木工程防灾国家重点实验室，上海 200092) 摘要: 高铁客站采用钢桁架-圆钢管混凝土柱结构，其连接构造复杂、用钢量大，且具有不同于传统梁柱节点的受力性能。对 该类连接进行构造改进，取消钢管内部的加劲板，并对改进后的连接区段进行了往复加载试验。试验结果表明: 改进后的 大跨度钢桁架-圆钢管混凝土柱连接构造简单、合理有效; 连接区段的柱与桁架之间的强弱关系对破坏模式与抗震性能有较 大影响; 高铁客运站柱轴压比较小，使连接区段的钢管混凝土柱适当弱于桁架可获得更好的变形与耗能能力。基于叠加原 理，提出了连接区段的简化理论分析模型，预测的承载力及荷载-位移关系与试验吻合较好。 关键词: 钢桁架-圆钢管混凝土柱连接; 拟静力试验; 承载机理; 抗震性能; 延性; 耗能 中图分类号: TU398. 9 TU317. 1 文献标志码: A Experimental research on seismic performance and analysis on load bearing mechanism of steel truss-to-circular CFT column subassemblage LI Zhiqiang，WANG Wei，CHEN Yiyi ( State Key Laboratory for Disaster Reduction in Civil Engineering，Tongji University，Shanghai 200092，China) Abstract: A kind of connection between steel truss and circular concrete-filled tube column has been adopted in some high-speed railway stations in China recently． This kind of connection which consumed a large volume of steel has complicated construction details and differs from traditional beam-to-column connection in mechanical performance． Some improvements on connection details were proposed． Cyclic tests were carried out on connection subassemblages． Test result shows that the improved large span steel truss-to-circular CFT column connection has both simple and effective construction details． It is also shown that relative strength relationship between the column zone and the steel truss has great effect on the seismic performance and the failure modes． Columns used in the high-speed railway stations have a small axial compression ratio． Better deformability and energy dissipation capacity can be obtained if the column zone is a little weaker than the steel truss． Based on superposition approach，a simplified theoretical model of the subassemblage was put forward． The load-displacement relationships and the strength predicted by this model agree well with test results． Test phenomenon can then be explained by this mechanics-based model． Keywords: steel truss-circular CFT column connection; quasi-static test; load bearing mechanism; seismic performance; ductility; energy dissipation 基金项目: 铁道部科研计划课题( 2010G009-D) ，国家自然科学基金重点项目( 51038008) 。 作者简介: 李志强( 1984— ) ，男，江西吉安人，博士研究生。E-mail: lzq19841983@ 163. com 通信作者: 王伟( 1977— ) ，男，江西南昌人，工学博士，副教授。E-mail: weiwang@ tongji. edu. cn 收稿日期: 2012 年 6 月 47 DOI:10.14006/j.jzjgxb.2013.07.0080 引言 随着高速铁路和客运专线的快速发展，新建铁 路站房日益大型化、立体化。当站房楼盖跨度增大 到 30 ～ 40 m 时，通常采用大跨度钢桁架作为主要的 水平承重构件，以及直径较大的钢管混凝土柱作为 竖向承重构件。近期在建或已建成的大连北站、西 安北站、杭州东站、上海虹桥站等均采用了类似的结 构体系［1］。钢桁架与钢管混凝土柱的连接是这类体 系设计的难点，也是影响结构抗震性能的关键部位。 然而目前的研究主要针对钢桁架自身的抗震性能， 对其与钢管混凝土柱的连接性能研究相对较少。例 如蔡益燕［2］、刘红梁［3］、Zhou ［4］等对大跨度交错桁架 体系的抗震性能进行了研究，认为与经过延性设计 的交错桁架相比普通桁架变形能力差，地震作用下 易发生连续破坏。Chao 等提出了使桁架某一区段产 生塑性变形而吸收地震能量的 STMF 体系［5］，并提出 了相应的剪力计算式及设计方法［6-7］。Pekcan 等［8］ 针对 STMF 体系提出了无损设计的概念与方法。 ( a) 立面图 ( b) 1-1 剖面 ( c) 2-2 剖面 图 1 原型连接区段构造 Fig． 1 Details of prototype subassemblage ( a) 立面图 ( b) 1-1 剖面 ( c) 2-2 剖面 图 2 改进后的连接区段构造 Fig． 2 Details of improved subassemblage 在受力性能方面，钢桁架-钢管混凝土柱连接区 段( 即包含连接、相邻桁架以及与桁架相连的柱段的 总称，如图 1、2 所示) 与传统梁柱节点有很大区别， 主要体现在: 桁架杆件内力主要以轴向拉压为主，而 梁柱节点的梁端内力以弯矩为主; 与桁架相连的柱 段弯矩较大，而普通梁柱连接的节点域以受剪为主。 现行结构设计规范或指南仅对传统的钢管混凝土柱 梁连接节点给出了设计计算方法和构造要求［9-12］，而 对新建站房钢结构中广泛采用的大跨度钢桁架-钢管 混凝土柱连接，尚未给出明确的设计规定。 一些工程中此类连接构造复杂、用钢量大，加工 制作难度较高。某站房结构原型连接构造如图 1 所 示，其桁架弦杆通过贯通钢管柱的纵向插板以及套 箍钢管柱的上下水平环板与柱连接，桁架腹杆的翼 缘亦通过纵向插板与柱连接。为优化构造，节约用 钢量，同时降低加工制作难度，本文提出了一种如图 2 所示的简化处理方法，即桁架弦杆通过节点板以及 套箍钢管柱的水平外环板与柱连接，桁架腹杆的翼 缘亦通过节点板与柱连接，节点板仅焊于柱身及外 环板，无须贯通钢管柱。此构造措施不会对钢管柱 内混凝土的浇筑产生不利影响。 为研究改进后的钢桁架-圆钢管混凝土柱连接的 48抗震性能，本文对连接区段进行拟静力试验研究，分 析其失效机理、变形性态与耗能能力，并提出简化模 型对其承载机理进行分析评估，为工程应用提供参考。 1 试验概况 1. 1 试件设计 针对改进后的连接构造，试验设计了 2 个试件， 其桁架均采用相同的几何布置与截面，仅柱壁厚度 不同，见图 3。为简化试验过程，采用平面试件，试件 编号与截面尺寸如表 1 所示。试件 HZDZ-1 为某高 铁站房连接改用图 2 简化构造后按 1∶ 3 缩尺得到的 试件，其特点是柱段强于桁架杆件; 试件 HZDZ-2 是 在试件 HZDZ-1 的基础上通过减小柱壁厚度得到的 柱段弱化试件，以对比连接区域柱段与桁架相对强 弱关系对抗震性能产生的影响。在远离桁架-柱连接 区段的桁架节间，腹杆均采用板厚较厚的 H 形钢，以 防止破坏发生。 ( a) 立面图 ( b) 1-1 剖面 ( c) 2-2 剖面 图 3 试件几何尺寸 Fig． 3 Details of specimens 表 1 杆件截面规格 Table 1 Section properties of members 试件编号 HZDZ-1 HZDZ-2 柱截面规格 400 × 14 400 × 9 桁架上弦规格 H135 × 135 × 4 × 7 H135 × 135 × 4 × 7 与柱相连腹杆规格 H135 × 100 × 4 × 5 H135 × 100 × 4 × 5 桁架下弦规格 H135 × 135 × 4 × 7 H135 × 135 × 4 × 7 其它腹杆规格 H135 × 100 × 9 × 9 H135 × 100 × 9 × 9 1. 2 材性试验 试件钢管柱内填充的混凝土标准立方体抗压强 度平均值为 51 MPa。对试件中采用的各种厚度的 Q345B 钢材各制作了 3 个标准试样进行单向拉伸试 验，结果见表 2，表中数据为 3 个试样的实测平均值。 表 2 材性试验结果 Table 2 Material properties of specimens 板厚/ mm 屈服强度 fy /MPa 抗拉强度 fu /MPa 屈强比 fy /fu 伸长率 A /% 4 491 573 0. 86 24 5 484 562 0. 86 23 7 301 435 0. 69 34 9 267 433 0. 62 34 14 427 586 0. 73 24 1. 3 加载方案 加载装置如图 4 所示，柱顶采用球铰支座模拟 理想铰接并通过撑杆与反力架相连，柱底则锁死转 动装置使之成为固接，桁架下弦杆件端部各布置一 个伺服作动器。高铁站房层数较少，柱截面较大而 轴压比较小。加载中首先通过柱顶竖向千斤顶对柱 施加竖向荷载 400 kN，试件 HZDZ-1 与试件 HZDZ-2 的柱 轴 压 比 分 别 为 0. 03、0. 045。轴 压 比 定 义 为 N/( fcuAc + fyAs) ，其中 N 为柱顶轴力，fcu、Ac 分别为 实测混凝土抗压强度与柱内混凝土截面积，fy、As 分 别为实测钢材屈服强度与钢管截面面积。然后通过 伺服作动器同步施加反对称竖向循环荷载。加载制 度见图 5，加载过程采用位移控制［13］。每级循环 2 次，直至荷载降至最大荷载的 85% 以下或达到加载 设备限值。 1. 4 测点布置 测点布置如图 4 所示，位移计 7、8 和 9、10 测量 桁架端部的竖向绝对位移，位移计 11、13 和 12、14 测 量桁架端部的水平绝对位移，位移计 1、2、4 和 5 测量 柱的刚体转动，位移计 15、16 测量柱的竖向绝对位 移，位移计 3、6 量测柱的平面外绝对位移。竖向位移 以向上为正、向下为负，水平位移以向东为正、向西 为负。 桁架端部实测位移 δs 由三部分组成，分别为桁 架自身变形引起的位移 δb、柱弯曲变形引起的位移 49图 4 加载装置与测点布置 Fig． 4 Test setup and instrumentation 图 5 加载制度 Fig． 5 Loading program δc、试件刚体转动导致的位移 δr。荷载-位移曲线采用 桁架端部相对位移 δ，其计算方法见式( 1) 、式( 2) ， 式中 Δ1、Δ2 分别为柱顶、柱底水平位移，Lb、Hc 分别 为桁架两端的距离、位移计 1 和 4 之间的距离。 δ = δb + δc = δs － δr ( 1) δr = 0. 5Lb ( Δ1 － Δ2 ) /Hc ( 2) 2 试验结果与分析 2. 1 试验现象 试件 HZDZ-1 加载至竖向位移 δs = 20 mm 时，斜 腹杆中部屈服; δs = 32 mm 时，桁架上弦、下弦靠近外 环板屈服; δs = 48 mm 时，斜腹杆翼缘屈曲( 图 6a) ; δs = 52 mm 时，斜腹杆腹板屈曲; δs = 60 mm 时，位于 下外环板以下区段的钢管柱壁屈服; δs 约为 100 mm 时桁架斜腹杆断裂，随后上弦、下弦与外环板的连接 部位先后开裂( 图 6b) 。试验中，上、下外环板、节点 板以及桁架上、下弦之间的柱段均未屈服。 试件 HZDZ-2 加载至竖向位移 δs = 28 mm 时，位 于下外环板以下区段的钢管柱壁屈服; δs = 36 mm 时，钢管混凝土柱整体弯曲明显; δs = 56 mm 时，位于 下外环板以下区段的钢管柱发生局部鼓曲( 图 7a) ; ( a) 腹杆受压屈曲 ( b) 杆件反复受拉开裂 图 6 试件 HZDZ-1 破坏模式 Fig． 6 Failure mode of HZDZ-1 随着荷载的进一步增加，位于柱两侧该区段的钢管 柱壁发生交替鼓曲现象。试件 HZDZ-2 变形以钢管 混凝土柱为主，破坏时钢管混凝土柱有明显的整体 弯曲( 图 7b) ，桁架部分没有出现明显的残余变形。 试验中，上、下外环板、节点板以及桁架上、下弦之间 的柱段均未屈服。 ( a) 钢管混凝土柱壁局部屈曲 ( b) 连接区段的柱整体变形 图 7 试件 HZDZ-2 破坏模式 Fig． 7 Failure mode of HZDZ-2 2. 2 滞回曲线 试件的桁架东、西侧部荷载-位移滞回曲线见图 8 ～ 9，荷载与位移均以向上为正，向下为负。滞回曲线 及下文数据分析的位移，均采用实测值扣除刚体运动 之后的相对位移 δ。图 8、9 中水平虚线标示了采用 3. 1 节理论模型计算得到的桁架端部极限荷载 PTmax。 50( a) 加载东侧 ( b) 加载西侧 图 8 试件 HZDZ-1 荷载-位移滞回曲线 Fig． 8 Hysteretic loops of HZDZ-1 ( a) 加载东侧 ( b) 加载西侧 图 9 试件 HZDZ-2 荷载-位移滞回曲线 Fig． 9 Hysteretic loops of HZDZ-2 从图 8、9 可以看出: 试件 HZDZ-1 的承载能力由 桁架杆件控制，荷载-位移滞回曲线呈现较为饱满的 梭形，其耗能能力主要由桁架杆件的往复塑性变形 提供; 试件 HZDZ-2 的承载能力由连接区段的柱控 制，低于理论模型计算得到的桁架极限荷载。由于 钢管柱壁的局部屈曲，试件桁架端部荷载-位移滞回 曲线表现出较为明显的捏拢现象，其耗能能力主要 由连接区段的钢管柱塑形变形提供; 试件 HZDZ-2 在 位移较大时仍没有出现承载力的显著降低，表现出 较好的变形能力。 2. 3 承载力分析 试件骨架曲线如图 10、11 所示，屈服位移 δy 与 屈服荷载 Py 按 Park 法［14］ 确定。试件的屈服荷载 Py、试验最大荷载 Pmax、根据 3. 4 节简化理论模型计 算的极限荷载 PTmax、承载力储备系数 Sr 见表 3，其中 Sr = Pmax /Py，表征试件开始屈服后承载力继续增加 的能力。由表 3 可知: 试件 HZDZ-1 承载力高于试件 HZDZ-2，但后者承载力储备系数 更 高，说 明 试 件 HZDZ-2 具有更好的安全储备。 ( a) 加载东侧 ( b) 加载西侧 图 10 试件 HZDZ-1 骨架曲线 Fig． 10 Skeleton curves of HZDZ-1 ( a) 加载东侧 ( b) 加载西侧 图 11 试件 HZDZ-2 骨架曲线 Fig． 11 Skeleton curves of HZDZ-2 2. 4 变形能力 在结构抗震性能中，位移延性系数往往用极限 位移 δu 和屈服位移 δy 之比来计算［15］。试件 HZDZ-1 的极限位移 δu 定义为荷载降至 0. 85 Pmax 时对应的位 移; 而试件 HZDZ-2 骨架曲线没有下降段，则将试验 过程达到的最大位移作为 δu。 各试件的位移延性系数 μ 详见表 3，由表中数据 可知: 试件 HZDZ-2 的位移延性系数大于 3，高于试件 HZDZ-1，因而具有更好的变形能力。 51表 3 试件主要阶段荷载及位移 Table 3 Load and displacement at main stages of test 试件编号 位置 加载方向 Py /kN Pmax /kN PTmax /kN Sr δy /mm δu /mm μ HZDZ-1 东侧 正向 566 726 708 1. 28 23. 74 47. 04 1. 98 负向 573 686 708 1. 20 24. 49 72. 88 2. 96 西侧 正向 603 757 708 1. 26 24. 56 54. 14 2. 20 负向 557 649 708 1. 16 23. 40 53. 34 2. 28 HZDZ2 东侧 正向 501 657 576 1. 31 21. 54 68. 02 ＞ 3. 16 负向 522 709 576 1. 36 25. 02 82. 30 ＞ 3. 29 西侧 正向 412 621 576 1. 51 17. 63 76. 56 ＞ 4. 34 负向 529 679 576 1. 28 24. 03 72. 39 ＞ 3. 01 2. 5 耗能能力 各试件的单循环耗能和累计耗能曲线与循环次 数的关系如图 12 ～ 13 所示。单循环等效黏滞阻尼系 数与循环次数的关系见图 14。 图 12 各试件单循环耗能 Fig． 12 Energy dissipation in each cycle of specimens 图 13 各试件累积耗能 Fig． 13 Accumulated energy dissipation of specimens 图 14 各试件等效黏滞阻尼系数 Fig． 14 Equivalent viscous damping ratios of specimens 由图 12 可知: 前 10 个加载循环各试件的能量耗 散接近零，试件处于弹性工作状态; 第 14 加载循环后 两个试件均有测点屈服，试件 HZDZ-2 能量耗散大于 试件 HZDZ-1。由图 13 可知: 前 10 个加载循环各试 件的累积耗能接近于零; 第 14 加载循环后 2 个试件 的累积耗能不断增加，但试件 HZDZ-2 累积耗能更 大。由图 14 可知: 前 10 个加载循环由于数值计算误 差的影响，各试件的等效黏滞阻尼系数规律不明显; 第 14 加载循环后试件 HZDZ-2 的等效黏滞阻尼系数 高于试件 HZDZ-1，表现出更好的耗能能力。 3 连接区段承载机理简化分析 为揭示钢桁架-圆钢管混凝土柱连接区段的变形 模式，评估其承载机理，本文提出了基于叠加原理的 简化分析方法。将连接区段离散为柱与桁架两部 分，并假定其变形相互独立，分别计算柱与桁架的荷 载-位移关系，再叠加即可得到连接区段的荷载-位移 关系。桁架端部的竖向位移 δ 可由式( 3) 得到，其中 δT、δC 分别为由桁架变形与柱弯曲变形导致的桁架 端部竖向位移。 δ = δT + δC ( 3) 3. 1 桁架变形引起的试件荷载-位移关系 钢桁架理论受力模型如图 15b 所示。荷载-位移 关系的求解基于如下假定: 1) 不与柱相连的杆件截 面尺寸较大，其抗弯、轴向刚度假定为无穷大; 2) 与 柱相连的斜腹杆两端为铰接，其余杆件刚接; 3) 结构 处于小变形状态并且忽略弦杆的轴向变形; 4) 柱对 桁架提供完全固接约束; 5) 材料为理想弹塑性。 ( a) 试件受力模型 ( b) 钢桁架理论受力模型 图 15 钢桁架受力模型 Fig． 15 Analytical model of steel truss 根据以上假定，由桁架变形导致的桁架端部位 移 δT 等于图 15b 中 A 点的竖向位移; 桁架端部竖向 荷载 P 转化成图中的荷载 P 以及力偶 PN × H，H 为 52桁架高度，由几何关系易确定 PN 的大小。 由式( 4) 可求得斜腹杆 AD 屈服时的桁架位移 δT1。 EAAD δT cosθ /LAD = AAD fyAD ( 4) 式中，AAD、LAD、fyAD 分别为斜腹杆 AD 的截面积、长度 与屈服强度。 根据有侧移刚架的计算理论求得斜腹杆屈服时 的荷载 PT1。对于弦杆来说，其板件宽厚比较小，因而 能够形成塑性铰，考虑到杆件以弱轴抗弯且轴力较 大，根据钢结构相关理论可取式( 5) 作为弦杆杆端形 成塑性铰时的弯矩-轴力相关方程［16］。 1 1 － α PN N( ) p 2 － 2α 1 － α PN Np + 1 + 2α2 β 1 － α2 M Mpy = 1 ( 5) 式中: PN、M 分别为弦杆的轴力与弯矩; Np、Mpy 为弦 杆全截面进入塑性状态时的轴力与弯矩; α 为弦杆 腹板与翼缘截面面积之比; β 为弦杆翼缘厚度与腹板 高度之比。 根据内力平衡条件可依次求出上弦杆 AB 屈服 ( 杆端形成塑性铰) 时的荷载 PT2 与位移 δT2 及下弦杆 CD 屈服( 杆端形成塑性铰) 时的荷载 PT3 与侧移 δT3。 经计算，各杆件屈服时的桁架端部荷载、位移分别 为: PT1 = 678 kN，δT1 = 3. 81 mm; PT2 = 688 kN，δT2 = 4. 10 mm; PT3 = 708 kN，δT3 = 5. 50 mm。 两根弦杆都屈服后刚度丧失，形成机构。若用 直线连接各杆件屈服时的荷载-位移点，可以得到钢 桁架的四折线荷载-位移曲线，其表达式见式( 6) 。 δT = δT1P/PT1 ( P≤ PT1 ) δT1 + P － PT1 PT2 － PT1 ( δT2 － δT1 ) ( PT1 ＜ P ＜ PT2 ) δT2 + P － PT2 PT3 － PT2 ( δT3 － δT2 ) ( PT2≤ P≤ PT3 ) ∞ ( P ＞ PT3          ) ( 6) 根据理论模型计算结果，斜腹杆以及两根弦杆 屈服时的桁架端部荷载较为接近，相应的桁架端部 竖向位移较小且相差不大，说明桁架容易形成连续 性破坏、变形能力较差，与试验现象一致。由 此 可 见，理论模型能够解释试件钢桁架的破坏机理。 3. 2 钢管混凝土构件弯矩-曲率方程 试验中钢管混凝土柱轴压比小于 0. 05，可忽略 轴力的作用而将柱作为受弯构件考虑。圆钢管混凝 土构件的弯矩-曲率关系可以分成弹性、弹塑性与塑 性强化三个阶段［17-18］，通过数值模拟与试验数据拟 合的方法可得到其方程［19］。为便于应用，将其简化 为式( 7) 所描述的理想弹塑性模型，曲率与弯矩的关 系见式( 8) 。 M = My/y (  ＜ y ) My (  ≥ y { ) ( 7)  = My /My ( M ＜ My ) ∞ ( M ≥ My { ) ( 8) 其中: My = γmWsc fy，sc，Wsc = πD3 /32，γm = － 0. 4832ξ + 1. 9264ξ 1 /2 ，ξ = αs fy /fck，αs = As /Ac，fy，sc = ( 1. 212 + Bξ + Cξ 2 ) fck，B = 0. 1759fy /235 + 0. 974，C = － 0. 1038fck /20 + 0. 0309; y = 5. 25fy /( EsD) 。My、φy 分别为钢管混凝土截面的屈服弯矩与屈服曲率; D、 fy、fck、As、Ac、Es 分别为钢管外直径、钢材屈服强度、 混凝土抗压强度标准值、钢管截面积、混凝土截面 积、钢材弹性模量。 3. 3 柱变形引起的试件荷载-位移关系 由钢桁架理论模型计算可知桁架杆件的弯矩较 小，钢管混凝土柱主要承受桁架弦杆、斜腹杆传来的 轴力。柱受力模型与弯矩分布见图 16，水平力 F1、 F2 为柱两侧桁架杆件轴力的合力。 图 16 钢管混凝土柱受力模型与弯矩分布 Fig． 16 Analytical model and moment diagram of CFT Column 根据结构力学知识可求得柱各截面的弯矩 M0、 M1、M2，见式( 9) ，式中 k0、k1、k2 分别为各截面弯矩 与桁架端部荷载的比值。经计算可知，1-1 截面弯矩 M1 最大，最早进入塑性，1-1 截面屈服时的桁架端部 荷载见式( 10) 。 M0 = k0P M1 = k1P M2 = k2 { P ( 9) PC1 = My k1 ( 10) 将式( 10) 代入式( 9) 可得到钢管混凝土柱各截 面弯矩，将弯矩代入式( 8) 可得各截面曲率。沿杆件 对曲率积分可得到各截面的转角，截面 1-1、截面 2-2 的转角 θ1、θ2 可由式( 11) 计算。截面 1-1 屈服时，由 于钢管混凝土柱变形导致的桁架端部位移 δC1 可由 式( 12) 计算。 53θ1 = ∫ h 0 ( x) dx θ2 = ∫ h+H 0 { ( x) dx ( 11) ΔC1 = L( θ1 + θ2 ) /2 ( 12) 式中，L 为柱轴线至桁架端部的距离。 经计 算，对 于 试 件 HZDZ-1: PC1 = 1 154 kN， δC1 = 41. 52 mm。对于试件 HZDZ-2: PC1 = 576 kN， δC1 = 25. 96 mm。 钢管混凝土柱处于弹性状态时，δC 与端部荷载 P 满足线性关系。柱截面 1-1 形成塑性铰后曲率较 大，由式( 8) 、( 11) 、( 12) 可知，此时桁架端部位移增 长较快，可近似认为刚度为零。则得到 δC 与 P 之间 的关系，见式( 13) 。 δC = PδC1 PC1 ( P ≤ PC1 ) ∞ ( P ＞ PC1 { ) ( 13) 3. 4 连接区段总荷载-位移曲线与承载机理分析 将式( 6) 、( 13) 代入式( 3) ，可以得到试件桁架 端部位移 δ 随荷载 P 的变化关系，从而得到了试件的 理论极限荷载( 表 3) 。试件 HZDZ-1、HZDZ-2 总的荷 载-位移关系表达式分别如式( 14) 、( 15) 所示。 δ = PδT1 PT1 + PδC1 PC1 ( P ≤ PT1 ) δT1 + P － PT1 PT2 － PT1 ( δT2 － δT1 ) + PδC1 PC1 ( PT1 ＜ P ≤ PT2 ) δT2 + P － PT2 PT3 － PT2 ( δT3 － δT2 ) + PδC1 PC1 ( PT2 ＜ P ≤ PT3 ) ∞ ( P ＞ PT3              ) ( 14) δ = PδT1 PT1 + PδC1 PC1 ( P ≤ PC1 ) ∞ ( P ＞ PC1 { ) ( 15) 根据钢管混凝土柱、钢桁架达到极限荷载的先 后顺序，钢桁架-钢管混凝土柱连接区段的破坏模式 表现出不同的特点。对于试件 HZDZ-1，钢管混凝土 柱屈服时荷载高于钢桁架，钢桁架屈服后端部竖向 位移增长较快，试件达到极限状态。其荷载-位移曲 线与试验骨架曲线差别较小( 图 10) ，δT、δC 占总位 移的比例见表 4。由于柱没有产生塑性变形而桁架 的塑性变形能力较小，且腹杆、弦杆先后屈服时的荷 载较为接近，因此这种情况的变形能力较差，容易形 成连续性破坏。根据理论模型计算，试件的破坏顺 序是腹杆 AD、弦杆 AB、弦杆 CD，与试验现象吻合。 对于试件 HZDZ-2，钢管混凝土柱屈服时荷载低 于钢桁架，柱屈服后桁架端部位移增长较快，试件达 到极限状态。其荷载-位移曲线与试验骨架曲线差别 较小( 图 11) ，δT、δC 占总位移的比例见表 5。钢管混 凝土柱弯曲破坏时塑性变形能力较好［17-19］，属于延 性破坏。根据理论模型的计算，试件破坏时桁架杆 件处于弹性状态，与试验吻合。 表 4 试件桁架端部位移的构成比例 Table 4 Truss end displacement components 试件编号 P δ /mm δT / δ δC / δ HZDZ-1 PT1 = 678 kN 28. 2 13. 5% 86. 5% PT2 = 688 kN 28. 9 14. 2% 85. 8% PT3 = 708 kN 31. 0 17. 7% 82. 3% HZDZ-2 PC1 = 576 kN 29. 2 11. 0% 89. 0% 4 结论 1) 改进后的大跨度钢桁架-圆钢管混凝土柱连接 构造简单、合理有效，通过合理设计可获得较好的抗 震性能。 2) 连接区段柱与桁架之间的强弱关系对破坏模 式有较大影响，桁架腹杆、弦杆依次屈服造成试件 HZDZ-1 破坏，钢管混凝土柱形成弯曲塑性铰造成试 件 HZDZ-2 破坏。 3) 对于大跨度钢桁架-圆钢管混凝土柱连接设计 而言，当柱轴压比较小且连接不发生破坏时，使连接 区段的钢管混凝土柱适当弱于桁架可获得更好的变 形与耗能能力。 4) 本文提出的计算模型能够反映连接区段破坏 的特点，理论分析得到的承载力及荷载-位移关系均 与试验吻合较好，能够从机理上解释宏观试验现象。 参 考 文 献 ［1］ 楼瑜杰，童乐为，谢恩，等． 高铁虹桥站钢桁架-钢管 混凝土柱节点性能试验研究［J］． 建筑钢结构进展， 2010，12 ( 6 ) : 19-24． ( Lou Yujie，Tong Lewei，Xie En，et al． Experimental study on behavior of steel truss-CFST column joints in Hongqiao Station for highspeed railway［J］． Progress in Steel Building Structures，2010，12( 6) : 19-24． ( in Chinese) ) ［2］ 蔡益燕，张跃峰，申林． 交错桁架体系抗震性能［J］． 钢结 构，2001，16 ( 4 ) : 33-34． ( Cai Yiyan，Zhang Yuefeng，Shen Lin． A description of seismic behavior of staggered truss system ［J］． Steel Construction， 2001，16( 4) : 33-34． ( in Chinese) ) ［3］ 刘红梁，刘志雄，陆钦年． 交错桁架体系结构性能分 析［J］． 哈尔滨工业大学学报，2004，36 ( 9) : 1173- 1176． ( Liu Hongliang，Liu Zhixiong，Lu Qinnian． Structural performance of the staggered-truss system ［J］． Journal of Harbin Institute of Technology，2004， 36( 9) : 1173-1176． ( in Chinese) ) 54［4］ Zhou Xuhong，He Yongjun，Xu Lei，Zhou Qishi． Experimental study and numerical analyses on seismic behavior of staggered-truss system under low cyclic loading［J］． Thin-Walled Structures，2009，47 ( 11 ) : 1334-1353． ［5］ Chao Shih-Ho，Subhash C Goel． Performance-based plastic design of seismic resistant special truss moment frames ［R］． Ann Arbor， MI: The University of Michigan，2006: 15-58． ［6］ Gustavo J Parra-Montesinos，Subhash C Goel，Kwang Yeon Kim． Behavior of steel double-channel built-up chords of special turss moment frame under reversed cyclic bending［J］． Journal of Structural Engineering， ASCE，2006，132( 9) : 1343-1351． ［7］ Chao Shih-ho，Subhash C Goel． A modified equation for expected maximum shear strength of the special segment for design of special truss moment frames［J］． Engineering Journal，2008，117( 2) : 117-125． ［8］ Pekcan Gokhan，Linke Christin，Itani Ahmad． Damage avoidance design of special truss moment frame with energy dissipating devices［J］． Journal of Constructional Steel Research，2009，65( 6) : 1374-1384． ［9］ 钟善桐，白国良． 高层建筑组合结构框架梁柱节点分 析与设计［M］． 北京: 人民交通出版社，2010: 93-96． ( Zhong Shantong， Bai Guoliang． Beam-to-column frame connections of tall building composite structures analysis and design［M］． Beijing: China Communications Press，2010: 93-96． ( in Chinese) ) ［10］ CECS 159: 2004 矩形钢管混凝土结构技术规程 ［S］． 北京: 中国计划出版社，2004． ( CECS 159: 2004 Technical specification for structures with concrete-filled rectangular steel tube members［S］． Beijing: China Planning Press，2004． ( in Chinese) ) ［11］ CECS 28: 1990 钢管混凝土结构设计与施工规程 ［S］． 北京: 中国计划出版社，1992． ( CECS 28: 1990 Specification for design and construction of concretefilled steel tubular structures ［S］． Beijing: China Planning Press，1992． ( in Chinese) ) ［12］ CECS 254: 2009 空心钢管混凝土结构技术规程 ［S］． 北京: 中国建筑工业出版社，2009． ( CECS 254: 2009 Technical specification of hollow concrete-filled steel tubular structures［S］． Beijing: China Architecture ＆ Building Press，2009． ( in Chinese) ) ［13］ AISC 341-10 Seismic provisions for structural steel buildings［S］． Chicago，IL: AISC，2010． ［14］ 贾金青，赵国 藩． 钢骨高强混凝土短柱力学性能 ［M］． 大连: 大连理工大学出版社，2006: 47-50． ( Jia Jinqing，Zhao Guofan． Mechanics performance of steel reinforced high-strength concrete short columns［M］． Dalian: Dalian University of Technology Press，2006: 47-50． ( in Chinese) ) ［15］ 周天华，何保康，陈国津，等． 方钢管混凝土柱与钢梁 框架节点的抗震性能试验研究［J］． 建筑结构学报， 2004，25 ( 1) : 9-16． ( ZHOU Tianhua，HE Baokang， CHEN Guojin，et al． Experimental studies on seismic behavior of concrete-filled steel square tubular column and steel beam joints under cyclic loading［J］． Journal of Building Structures， 2004， 25 ( 1 ) : 9-16． ( in Chinese) ) ［16］ 沈祖炎，陈扬骥，陈以一． 钢结构基本原理［M］． 北 京: 中国建筑工业出版社，2005: 83-85． ［17］ 钟善桐． 钢管混凝土统一理论: 研究与应用［M］． 北 京: 清华大学出版社，2006: 71-77． ［18］ 蔡绍怀． 现代钢管混凝土结构［M］． 北京: 人民交通 出 版 社，2007: 70-73． ( Cai Shaohuai． Modern steel tube confined concrete structures［M］． Beijing: China Communication Press，2007: 70-73． ( in Chinese) ) ［19］ 钟善桐． 钢管混凝土结构［M］． 北京: 清华大学出版 社，2003: 149-170． ( Zhong Shantong． The concretefilled steel tubular structures［M］． Beijing: Tsinghua University Press，2003: 149-170． ( in Chinese) ) 55