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.docx

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文献标志码: ATU317. 1Experimental research on seismic performance and analysison load bearing mechanism of steel truss-to-circularCFT column subassemblageLI 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 somehigh-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 modelKeywords: 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0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、Zhou4 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。在受力性能方面，钢桁架-钢管混凝土柱连接区 ( a)( b) 1-1 剖面图 1 原型连接区段构造Fig 1 Details of prototype subassemblage( c) 2-2 剖面立面图( a)( b) 1-1 剖面图 2 改进后的连接区段构造Fig 2 Details of improved subassemblage( c) 2-2 剖面立面图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。表 1 杆件截面规格Section properties of membersTable 1试件编号HZDZ-1HZDZ-2柱截面规格桁架上弦规格 与柱相连腹杆规格 桁架下弦规格 其它腹杆规格400 14H135 135 4 7H135 100 4 5H135 135 4 7H135 100 9 9400 9H135 135 4 7H135 100 4 5H135 135 4 7H135 100 9 91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。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屈服强度fy / MPa抗拉强度fu / MPa屈强比fy / fu板厚 /mm伸长率A / %4579144914843012674275735624354335860. 860. 860. 690. 620. 7324233434241. 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 / ( fcu Ac + fy As ) ，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 s 由 三 部 分 组 成，分 别 为 桁 架自身变形引起的位移 b 、柱弯曲变形引起的 位 移49( 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( a) 腹杆受压屈曲图 4 加载装置与测点布置Fig 4 Test setup and instrumentation( 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。图 5 加载制度Fig 5 Loading programc 、试件刚体转动导致的位移 r 。荷载-位移曲线采用桁架端部相对位移 ，其计算方法见式 ( 1 ) 、式( 2 ) ， 式中 1 、2 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。 = b + c = s rr = 0. 5Lb ( 1 2 ) / Hc( 1)( 2)( a) 钢管混凝土柱壁局部屈曲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 s = 20 mm 时，斜腹杆中部屈服; s = 32 mm 时，桁架上弦、下弦靠近外 环板屈服; s = 48 mm 时，斜腹杆翼缘屈曲 ( 图 6a) ; s = 52 mm 时，斜腹杆腹板屈曲; s = 60 mm 时，位于 下外环板以下区段的钢管柱壁屈服; s 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 s = 28 mm 时，位 于下外环板 以 下 区段的钢管柱壁 屈 服; s = 36 mm 时，钢管混凝土柱整体弯曲明显; s = 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) ;50( b)图 7Fig 7连接区段的柱整体变形试件 HZDZ-2 破坏模式Failure mode of HZDZ-22. 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 。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 。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= Pmax / Py ，表征试件开始屈服后承载力继续增加Sr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( 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( b)加载西侧图 10Fig 10试件 HZDZ-1 骨架曲线Skeleton curves of HZDZ-1( a) 加载东侧( 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。( b)加载西侧图 11Fig 11试件 HZDZ-2 骨架曲线Skeleton curves of HZDZ-22. 4 变形能力在结构抗 震 性 能 中，位 移 延 性 系 数 往 往 用 极 限15位移 u 和屈服位移 y 之比来计算 。试件 HZDZ-1的极限位移 u 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 u 。各试件的位移延性系数 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。512. 3承载力分析试件骨架曲 线 如 图 10、11 所 示，屈 服 位 移 y 与14屈服 荷 载 Py 按 Park 法 确 定。 试 件 的 屈 服 荷 载表 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 / kNPmax / kNPTmax / kNSry / mmu / mm正向负向5665737266867087081. 281. 2023. 7424. 4947. 0472. 881. 982. 96东侧HZDZ-1正向负向6035577576497087081. 261. 1624. 5623. 4054. 1453. 342. 202. 28西侧正向负向5015226577095765761. 311. 3621. 5425. 0268. 0282. 30 3. 16 3. 29东侧HZDZ2正向负向4125296216795765761. 511. 2817. 6324. 0376. 5672. 39 4. 34 3. 01西侧大。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。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。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 可由式( 3 ) 得到，其中 T 、C 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。图 12 各试件单循环耗能Energy dissipation in each cycle of specimensFig 12 = T + C桁架变形引起的试件荷载-位移关系( 3)3. 1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。图 13 各试件累积耗能Accumulated energy dissipation of specimensFig 13图 14 各试件等效黏滞阻尼系数Equivalent viscous damping ratios of specimensFig 14( a)( b)试件受力模型钢桁架理论受力模型由图 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52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 T 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My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 T1 。My / y( y )( y )( M My )( 7)M =My / My( 8)=( 4)EAAD T cos / LAD= AAD fyAD( M M )y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。其中: M = W f，W = D3 /32， = 0. 4832 +ym sc y，scscm1. 92641 /2 ， = f / f ， = A / A ，f= ( 1. 212 +s y ck sscy，scB + C2 ) f ，B = 0. 1759f /235 + 0. 974，C =cky 0. 1038fck /20 + 0. 0309; y = 5. 25fy / ( Es D) 。My 、y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。2 2 PN2 1 ( PN )1 + 2 M += 1 ( 5)21 1 NMNp1 ppy3. 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; 为 弦 杆 腹板与翼缘截面面积之比; 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 T2 及下弦杆 CD 屈服( 杆端形成塑性铰) 时的荷载 PT3 与侧移 T3 。 经计算，各 杆 件 屈 服 时 的 桁 架 端 部 荷 载、位 移 分 别 为: PT1 = 678 kN，T1 = 3. 81 mm; PT2 = 688 kN，T2 =4. 10 mm; PT3 = 708 kN，T3 = 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) 。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 F 、1F为柱两侧桁架杆件轴力的合力。2T1 P / PT1( P PT1 )图 16Fig 16钢管混凝土柱受力模型与弯矩分布Analytical model and moment diagram of CFT ColumnP PT1( T2 T1 )( PT1 P PT2 )T1 + P PT2 T1T =P PT2( T3 T2 ) ( PT2 P PT3 )( P PT3 )T2 + P P根据结构力学知识可求得柱各截面的弯矩 M 、 T3 T20M1 、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) 。( 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) 。M0= k0 P= k1 P= k2 P( 9)M1M2My( 10)PC1=k1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 、 可由式( 11) 计算。截面 1-1 屈服时，由1 2于钢管混凝土柱变形导致的桁架端部位移 可由C1式( 12) 计算。53h到极限状态。其荷载-位移曲线与试验骨架曲线差别= 0( x) dx1较小( 图 11) ，、C 占总位移的比例见表 5。钢管混T( 11)h + H= 0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( x) dx2= L( 1 + 2 ) /2( 12)C1式中，L 为柱轴线至桁架端部的距离。经 计 算，对 于 试 件 HZDZ-1:1 154 kN，= 576 kN，PC1=Table 4 Truss end displacement components= 41. 52 mm。对 于 试 件 HZDZ-2:= 25. 96 mm。 C1C1PC1试件编号P / mmT / C / PT1 = 678 kN28. 228. 913. 5%14. 2%86. 5%85. 8%钢管混凝土柱处于弹性状态时，C 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 C 与 P 之间 的关系，见式( 13) 。P = 688 kNHZDZ-1T2 P T3 = 708 kN 31. 0 17. 7 % 82. 3 % PC1 = 576 kNHZDZ-229. 211. 0%89. 0%4结论PC1( P P)C1PC1C =( 13)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( P PC1 )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 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。 PT1 + PC1( P P )T1 PT1 PC1 P PT1 PC1T1 +P( T2 T1 ) + PPT2 T1C1 ( PT1 P PT2 )( 14)= P PT2 PC1T2 + P( T3 T2 ) + PP T3 T2C1( PT2 P PT3 )( P PT3 )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，XieEn，et al Experimental study on behavior of steel truss-CFST column joints in Hongqiao Station for high-PT1PC1+( P P )C1PT1 PC1=( 15)( P PC1 )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 ) ，T 、C 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54speedrailwayJProgressin SteelBuildingStructures，2010，12( 6) : 19-24 ( in Chinese) )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 behaviorof staggered truss system J Steel Construction，2001，16( 4) : 33-34 ( in Chinese) ) 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 systemJ Journal of Harbin Institute of Technology，2004，36( 9) : 1173-1176 ( in Chinese) )234Zhou Xuhong， He Yongjun， Xu Lei， Zhou QishiExperimental study and numerical analyses on seismic behavior of staggered-truss system under low cyclic loadingJ Thin-Walled Structures，2009，47 ( 11 ) :1334-1353Chao 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: 15-58Gustavo 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 bendingJ Journal of Structural Engineering， ASCE，2006，132( 9) : 1343-1351Chao Shih-ho，Subhash C Goel A modified equation for 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