孔亞陶，徐 斌，張艷霞，孫 宇

(1 中建一局集團(tuán)建設(shè)發(fā)展有限公司，北京 100044；2 中設(shè)安泰(北京)工程咨詢有限公司，北京 100044；3 北京建筑大學(xué)土木與交通工程學(xué)院，北京 100044)

0 引言

目前高層和超高層建筑作為城市中心，建設(shè)數(shù)量越來(lái)越多，矩形鋼管混凝土柱因承載力高、抗震性能好、耐火性能較好、施工方便等優(yōu)點(diǎn)，在高層和超高層建筑得到廣泛的應(yīng)用。超高層地下部分因防腐防潮等問(wèn)題往往采用混凝土結(jié)構(gòu)，在較大截面的矩形鋼管混凝土柱在地下室將與混凝土梁相交的情況下，需要對(duì)矩形鋼管混凝土柱-混凝土梁板連接節(jié)點(diǎn)進(jìn)行設(shè)計(jì)，而矩形鋼管混凝土柱-混凝土梁板連接節(jié)點(diǎn)存在傳力不均勻，節(jié)點(diǎn)構(gòu)造復(fù)雜、施工難度大，節(jié)點(diǎn)區(qū)域加強(qiáng)難等問(wèn)題。國(guó)內(nèi)專家針對(duì)考慮樓板作用對(duì)節(jié)點(diǎn)受力性能的影響做了大量研究。2013年，王靜峰等[1]提出了帶樓板薄壁鋼管混凝土組合節(jié)點(diǎn)，發(fā)現(xiàn)混凝土樓板能夠有效增強(qiáng)組合節(jié)點(diǎn)試件的承載力、初始彈性剛度。2017年，張愛(ài)林等[2]進(jìn)行了考慮壓型鋼板-混凝土組合樓板組合作用的方鋼管混凝土柱-H形鋼梁螺栓連接節(jié)點(diǎn)的靜力性能試驗(yàn)研究，發(fā)現(xiàn)考慮樓板作用的組合節(jié)點(diǎn)初始轉(zhuǎn)動(dòng)剛度、承載力與無(wú)樓板節(jié)點(diǎn)相比均有大幅度提高。2018年，牟犇等[3]對(duì)四個(gè)外環(huán)板式梁柱節(jié)點(diǎn)進(jìn)行了低周反復(fù)荷載試驗(yàn)，研究表明由于樓板組合作用，鋼梁上翼緣的穩(wěn)定性得到顯著提高，大震作用下有無(wú)樓板試件粘滯阻尼系數(shù)相差不大。

結(jié)合北京CBD核心區(qū)Z13地塊項(xiàng)目地下矩形鋼管混凝土柱-混凝土梁節(jié)點(diǎn)，提出矩形鋼管混凝土柱與梁板式樓蓋連接裝置。該連接裝置的梁上受力鋼筋穿過(guò)鋼管混凝土柱，同型鋼牛腿共同承受剪力，通過(guò)加厚節(jié)點(diǎn)域矩形鋼管柱壁，達(dá)到簡(jiǎn)化節(jié)點(diǎn)傳力機(jī)制、強(qiáng)化節(jié)點(diǎn)區(qū)的目的。同時(shí)避免現(xiàn)場(chǎng)焊接梁縱筋，通過(guò)在鋼管柱壁與樓板鋼筋對(duì)應(yīng)處焊接托板，現(xiàn)場(chǎng)焊接少量樓板鋼筋，節(jié)點(diǎn)處梁板分層，構(gòu)造簡(jiǎn)單，施工簡(jiǎn)便。本文設(shè)計(jì)了不帶樓板與帶有樓板的矩形鋼管混凝土柱與梁板式樓蓋連接裝置試驗(yàn)。研究試件節(jié)點(diǎn)的滯回性能、骨架曲線、破壞形態(tài)、耗能能力和延性等力學(xué)性能，同時(shí)研究考慮樓板作用時(shí)，型鋼牛腿承擔(dān)剪力的大小，為今后型鋼牛腿的設(shè)計(jì)提供依據(jù)。

1 矩形鋼管混凝土柱與梁板式樓蓋連接裝置

矩形鋼管混凝土柱與梁板式樓蓋連接裝置在工廠將型鋼牛腿與連接樓板鋼筋托板焊接在鋼柱壁板上，型鋼牛腿上下翼緣焊有栓釘。部分樓板鋼筋在現(xiàn)場(chǎng)與托板焊接，梁縱向鋼筋在現(xiàn)場(chǎng)通過(guò)鋼管柱預(yù)留孔洞穿過(guò)鋼柱，節(jié)點(diǎn)區(qū)鋼管柱壁根據(jù)穿孔造成的截面損失加厚。矩形鋼管混凝土柱與梁板式樓蓋連接裝置示意圖見(jiàn)圖1，現(xiàn)場(chǎng)施工圖見(jiàn)圖2。

圖1 矩形鋼管混凝土柱與梁板式樓蓋連接裝置示意圖

圖2 現(xiàn)場(chǎng)施工圖

2 試驗(yàn)設(shè)計(jì)

2.1 試件設(shè)計(jì)和制作

圖3 試件現(xiàn)場(chǎng)加載照片

2.2 加載制度

試驗(yàn)加載制度根據(jù)《建筑抗震試驗(yàn)方法規(guī)程》(JGJ/T 101—2015)[7]，參考文獻(xiàn)[10-11]，矩形鋼管柱上端施加軸力為0.3倍的實(shí)際工程中最大軸壓比換算軸力，梁端荷載采用力和位移協(xié)同控制。梁端荷載加載初期采用力控制，根據(jù)預(yù)估屈服荷載及試驗(yàn)現(xiàn)象確定試驗(yàn)屈服荷載及屈服位移Δ。當(dāng)鋼筋進(jìn)入塑性變形階段后，采用位移加載控制，每級(jí)加載位移為Δ倍數(shù)，每級(jí)加載三圈，直至構(gòu)件承載力下降到極限承載力的85%以下或構(gòu)件變形過(guò)大，停止加載，加載制度如圖4所示。

試件截面尺寸 表1

圖4 加載制度

2.3 測(cè)量?jī)?nèi)容及方法

課題組采用位移計(jì)對(duì)混凝土梁加載端進(jìn)行位移測(cè)量，通過(guò)作動(dòng)器自帶傳感器對(duì)施加于試件上的荷載進(jìn)行測(cè)量。通過(guò)在混凝土梁表面刷漆繪制網(wǎng)格線，對(duì)加載過(guò)程中混凝土裂縫進(jìn)行實(shí)時(shí)觀察及測(cè)量，通過(guò)DH3820高速靜態(tài)應(yīng)變測(cè)試分析系統(tǒng)對(duì)試件關(guān)鍵部位應(yīng)變測(cè)量及數(shù)據(jù)儲(chǔ)存，應(yīng)變片位置及位移計(jì)布置如圖5所示。

圖5 應(yīng)變片位置及位移計(jì)布置圖

3 試驗(yàn)過(guò)程及現(xiàn)象

試件SPBTCS在低周往復(fù)對(duì)稱加載至+40kN時(shí)，東梁下面出現(xiàn)多條細(xì)小橫向裂縫，西梁樓板上面出現(xiàn)多條細(xì)小橫向裂縫，此時(shí)節(jié)點(diǎn)進(jìn)入帶裂縫工作階段。結(jié)合鋼筋應(yīng)變變化，判斷鋼筋進(jìn)入塑性變形階段，為試驗(yàn)安全考慮，試驗(yàn)轉(zhuǎn)為位移加載控制。屈服位移取荷載施加至-40kN時(shí)的梁端位移Δ=9mm，位移加載以Δ為單位成倍逐級(jí)加載。

位移從2Δ加載至4Δ時(shí)，受拉截面出現(xiàn)更多橫向裂縫，豎向裂縫沿梁長(zhǎng)方向分布稍集中于型鋼牛腿截面處，橫向裂縫與豎向裂縫逐漸交接，樓板上面橫向裂縫數(shù)量增多并向梁側(cè)面發(fā)展。位移加載至6Δ時(shí)，受拉側(cè)混凝土多條橫向裂縫相連貫穿，受拉側(cè)混凝土外表皮脫落，此時(shí)梁端受拉側(cè)混凝土裂縫最大寬度達(dá)到3mm。側(cè)面多條混凝土斜向裂縫相連，裂縫寬度持續(xù)變寬，受拉側(cè)混凝土表皮持續(xù)脫落，基本形成塑性鉸。樓板上面橫向裂縫在型鋼牛腿截面處寬度增加，最大寬度約1mm。位移加載至7Δ的第一圈過(guò)程中，混凝土梁受壓側(cè)型鋼牛腿截面處混凝土被壓碎，從受壓過(guò)程轉(zhuǎn)受拉過(guò)程中，混凝土梁受壓側(cè)型鋼牛腿截面處有大塊混凝土脫落。梁側(cè)面型鋼牛腿截面處混凝土也有較大塊體脫落，此時(shí)梁端塑性鉸明顯。位移加載至7Δ結(jié)束時(shí)，東梁下面混凝土被壓碎，側(cè)面有大塊混凝土剝落，西梁也出現(xiàn)少量混凝土剝落現(xiàn)象。由于東梁正負(fù)向承載力下降嚴(yán)重，下降至極限承載力峰值的85%時(shí)，試驗(yàn)停止，試驗(yàn)照片加載過(guò)程如圖6所示。

圖6 試件SPBTCS東梁試驗(yàn)加載過(guò)程照片

試件SPBTC加載至+20kN時(shí)，混凝土梁下表面出現(xiàn)多條細(xì)小橫向裂縫，試件進(jìn)入帶裂縫工作階段。當(dāng)荷載加載至-24kN時(shí)，梁上裂縫數(shù)量增多，結(jié)合梁上縱筋應(yīng)變判斷節(jié)點(diǎn)進(jìn)入屈服階段，取此時(shí)梁端位移Δ=7.5mm為屈服位移，加載由荷載控制轉(zhuǎn)入位移控制。隨位移加載增加，試件的受拉橫向裂縫數(shù)量增加，且向梁高所在側(cè)面有較長(zhǎng)延伸。型鋼牛腿截面處豎向裂縫數(shù)量隨加載等級(jí)增加而增加。當(dāng)位移加載至5Δ時(shí)，混凝土梁上多條橫向裂縫相連貫穿，導(dǎo)致部分受拉側(cè)混凝土外表皮脫落，此時(shí)梁端受拉側(cè)混凝土裂縫最大寬度達(dá)到1～2mm。側(cè)面多條混凝土斜向裂縫繼續(xù)發(fā)展相連，裂縫寬度繼續(xù)開(kāi)展，基本形成塑性鉸。當(dāng)位移加載至9Δ時(shí)，梁受壓側(cè)混凝土被壓碎，梁混凝土表皮、塊體持續(xù)脫落，東、西梁側(cè)面混凝土斜向裂縫繼續(xù)變寬，混凝土外表皮脫落。最終，承載力下降至極限荷載的85%時(shí)，試驗(yàn)結(jié)束，試驗(yàn)加載過(guò)程照片如圖7所示。

圖7 試件SPBTC東梁試驗(yàn)加載過(guò)程照片

4 試驗(yàn)結(jié)果對(duì)比分析

4.1 滯回曲線

兩個(gè)試件滯回曲線對(duì)比圖如圖8所示。加載前期兩試件均處于彈性狀態(tài)，滯回曲線基本呈直線無(wú)明顯滯回環(huán)。隨混凝土受拉側(cè)有裂縫出現(xiàn)且鋼筋達(dá)到屈服應(yīng)變，滯回曲線斜率逐漸趨緩。隨試驗(yàn)繼續(xù)加載，梁端塑性鉸出現(xiàn)，曲線的斜率隨試驗(yàn)力的增大而減小。由整體加載過(guò)程可以看出兩個(gè)試件滯回曲線連續(xù)飽滿，耗能充分。試件SPBTCS更晚進(jìn)入屈服階段，符合試驗(yàn)過(guò)程中試件SPBTCS屈服位移及屈服荷載均大于試件SPBTC這一現(xiàn)象。

圖8 兩試件滯回曲線對(duì)比

4.2 骨架曲線

兩個(gè)試件骨架曲線對(duì)比如圖9所示。由圖9可以看出，試件SPBTCS極限承載力為96.7kN，大于試件SPBTC極限承載力79.4kN，試件SPBTCS極限位移為63.05mm，小于試件SPBTC極限位移67.53mm。說(shuō)明考慮樓板作用時(shí)，試件正向、負(fù)向承載力均有所增加，極限位移有所減小。

圖9 兩試件骨架曲線對(duì)比

4.3 剛度退化曲線

兩個(gè)試件剛度退化曲線對(duì)比如圖10所示。加載初期由于混凝土開(kāi)裂，兩試件剛度退化速度較快；加載中期混凝土梁無(wú)新裂縫產(chǎn)生，剛度退化曲率減緩；加載后期由于塑性鉸出現(xiàn)，剛度退化曲率加快。從圖10可以看出，試件SPBTCS初始平均剛度和最終剛度分別為5.21,1.37kN/mm，均大于試件SPBTC的初始平均剛度3.28kN/mm和最終剛度1.05kN/mm，說(shuō)明考慮樓板作用，能提高節(jié)點(diǎn)整體剛度，后期剛度退化幅度較大。

圖10 兩試件剛度退化曲線對(duì)比

4.4 延性及耗能分析

兩個(gè)試件的節(jié)點(diǎn)位移延性系數(shù)如表2所示。由表2可以看出，試件SPBTCS節(jié)點(diǎn)位移延性系數(shù)為2.64，大于試件SPBTC節(jié)點(diǎn)位移延性系數(shù)2.49，說(shuō)明考慮樓板作用能夠提高節(jié)點(diǎn)延性。

節(jié)點(diǎn)延性系數(shù) 表2

將試件開(kāi)裂前的階段定義為初裂階段，試件出現(xiàn)裂縫到梁端極限荷載出現(xiàn)裂縫的階段定義為通裂階段，試件梁端極限荷載出現(xiàn)裂縫后的階段定義為極限階段。為評(píng)估兩個(gè)試件耗能能力，本文采用《建筑抗震試驗(yàn)方法規(guī)程》(JGJ/T 101—2015)[7]中推薦的耗能系數(shù)反映節(jié)點(diǎn)的耗能能力。表3為兩個(gè)試件梁耗能系數(shù)平均值。由表3數(shù)據(jù)可知試件SPBTCS極限耗能系數(shù)0.357，小于試件SPBTC耗能系數(shù)0.424，說(shuō)明考慮樓板作用時(shí)節(jié)點(diǎn)耗能能力略有降低。

梁耗能系數(shù)平均值 表3

4.5 關(guān)鍵部位應(yīng)變分析

4.5.1 混凝土梁縱筋應(yīng)變

兩試件縱筋加載過(guò)程應(yīng)變變化如見(jiàn)11。通過(guò)試驗(yàn)數(shù)據(jù)觀測(cè)：兩個(gè)試件梁縱筋在加載前期處于彈性階段，應(yīng)變?cè)凇?00με左右。當(dāng)荷載達(dá)到屈服荷載80kN左右時(shí)，鋼筋產(chǎn)生塑性變形，進(jìn)入屈服階段，并隨往復(fù)荷載持續(xù)增長(zhǎng)，與試驗(yàn)所得屈服荷載相符。當(dāng)應(yīng)變達(dá)到2 000με左右時(shí)，鋼筋進(jìn)入屈服階段，可以看出試件SPBTCS縱筋進(jìn)入屈服階段更慢。說(shuō)明考慮樓板作用時(shí)，試件混凝土梁縱筋承受拉力較小，節(jié)點(diǎn)整體承載能力更強(qiáng)，與試驗(yàn)現(xiàn)象相符。

4.5.2 樓板鋼筋與焊接托板應(yīng)變

試件SPBTCS加載過(guò)程中應(yīng)變變化如圖12所示。通過(guò)試驗(yàn)數(shù)據(jù)發(fā)現(xiàn)：兩個(gè)試件樓板縱筋應(yīng)變?cè)诩虞d過(guò)程中正負(fù)峰值相差不超過(guò)500με，樓板鋼筋未進(jìn)入屈服階段。焊接托板應(yīng)變?cè)凇?00με左右，未進(jìn)入屈服階段。說(shuō)明樓板鋼筋與焊接托板均能夠承受更大彎矩和剪力。

圖11 兩試件縱筋荷載-應(yīng)變曲線對(duì)比

圖12 試件SPBTCS樓板鋼筋及焊接托板荷載-應(yīng)變曲線

4.5.3 節(jié)點(diǎn)域鋼柱壁應(yīng)變

兩試件節(jié)點(diǎn)域鋼柱壁加載過(guò)程應(yīng)變變化如圖13所示。通過(guò)試驗(yàn)數(shù)據(jù)發(fā)現(xiàn)：由于矩形鋼管柱上端施加的換算軸力，兩個(gè)試件節(jié)點(diǎn)域腹板有初始應(yīng)變，隨著荷載的施加，腹板應(yīng)變始終未超過(guò)500με，鋼柱壁應(yīng)變遠(yuǎn)未達(dá)到屈服應(yīng)變值2 000με，說(shuō)明節(jié)點(diǎn)域鋼柱在荷載施加過(guò)程中所受影響很小。荷載施加完后，兩試件節(jié)點(diǎn)域鋼柱應(yīng)變?nèi)蕴幱趶椥噪A段。

圖13 兩試件節(jié)點(diǎn)域鋼柱壁荷載-應(yīng)變曲線對(duì)比

4.5.4 型鋼牛腿應(yīng)變

兩試件型鋼牛腿加載過(guò)程應(yīng)變變化如圖14所示。通過(guò)試驗(yàn)數(shù)據(jù)發(fā)現(xiàn)：兩個(gè)試件型鋼牛腿翼緣及型鋼牛腿腹板應(yīng)變均未超過(guò)±1 000με，未進(jìn)入屈服階段。試件SPBTCS型鋼牛腿翼緣及型鋼牛腿腹板應(yīng)變極值在±300με，試件SPBTC型鋼牛腿翼緣及型鋼牛腿腹板應(yīng)變極值在±800με左右，試件SPBTCS型鋼牛腿應(yīng)變遠(yuǎn)遠(yuǎn)小于試件SPBTC。說(shuō)明考慮樓板作用時(shí)，樓板橫縱鋼筋網(wǎng)及焊接托板分擔(dān)由梁上傳遞的大部分剪力，導(dǎo)致試件SPBTCS型鋼牛腿應(yīng)變較試件SPBTC大幅減小。所以，考慮樓板作用時(shí)，焊接托板及樓板鋼筋承擔(dān)部分剪力，型鋼牛腿承擔(dān)剪力減小，設(shè)計(jì)時(shí)可適當(dāng)減少型鋼牛腿截面尺寸，從而節(jié)約鋼材。

圖14 兩試件型鋼牛腿荷載-應(yīng)變曲線對(duì)比

通過(guò)試驗(yàn)應(yīng)力推算出型鋼牛腿承擔(dān)剪力占比，型鋼牛腿承擔(dān)大致23%的梁端荷載，其余剪力由樓板鋼筋及焊接托板承擔(dān)，建議型鋼牛腿按梁端荷載的30%進(jìn)行設(shè)計(jì)。牛腿荷載推算如表4所示。

牛腿荷載推算 表4

5 結(jié)論

(1)矩形鋼管混凝土柱與梁板式樓蓋連接裝置在保證施工過(guò)程簡(jiǎn)便的前提下，具有較強(qiáng)的承載能力，能夠滿足“強(qiáng)節(jié)點(diǎn)，弱構(gòu)件”及傳遞豎向荷載的結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)要求。

(2)矩形鋼管混凝土柱與梁板式樓蓋連接裝置與樓板協(xié)同工作時(shí)，節(jié)點(diǎn)進(jìn)入屈服階段較晚，極限承載力更大，剛度退化幅度略大，延性性能更好，耗能能力略有減小。

(3)考慮樓板作用時(shí)，焊接托板及樓板鋼筋能夠分擔(dān)梁端傳來(lái)的部分剪力，型鋼牛腿承擔(dān)荷載更小，設(shè)計(jì)時(shí)可按30%梁端荷載設(shè)計(jì)型鋼牛腿截面，達(dá)到節(jié)約鋼材的目標(biāo)。