張書航 趙領(lǐng)志 金明昌 蘆 燕 郭浩宇

(1.天津市房屋鑒定建筑設(shè)計院有限公司,天津 300074;2.天津大學(xué)建筑工程學(xué)院,天津 300350;3.中國地震局地震工程綜合模擬與城鄉(xiāng)抗震韌性重點實驗室(天津大學(xué)),天津 300350)

0 引 言

鋼筋混凝土柱-鋼梁(RCS)組合結(jié)構(gòu)充分利用和發(fā)揮了鋼筋混凝土結(jié)構(gòu)和鋼結(jié)構(gòu)各自的優(yōu)點,與純鋼結(jié)構(gòu)相比,鋼筋混凝土柱的抗壓性能好,剛度大,耐久性和耐火性好,節(jié)約鋼材;與鋼筋混凝土結(jié)構(gòu)相比,鋼梁的抗彎性能好,質(zhì)量輕,施工方便簡潔,可減小構(gòu)件截面尺寸,增大有效使用空間,加快施工進(jìn)度。

自20世紀(jì)80年代以來,國內(nèi)外學(xué)者對RCS組合結(jié)構(gòu)展開系統(tǒng)深入研究。Sheikh和Deierlein對15個梁貫通式RCS組合節(jié)點進(jìn)行靜力試驗,發(fā)現(xiàn)該類節(jié)點破壞形式主要有混凝土承壓破壞和鋼梁腹板屈服的剪切破壞[1]。日本建筑研究協(xié)會對6組柱貫通式RCS組合節(jié)點進(jìn)行靜力試驗[2],結(jié)果表明該類節(jié)點的承載力和剛度隨著軸壓比的提高得到有效提升。Kuramoto和Isao對3個柱貫通式RCS組合節(jié)點進(jìn)行擬靜力試驗,研究表明該類節(jié)點的剪力是由梁腹板、混凝土水平桁架和混凝土斜壓桿三部分共同承擔(dān)[3]。文獻(xiàn)[4-12]分別提出不同形式的RCS組合節(jié)點,對其受力性能開展理論和試驗研究,并提出相關(guān)承載力計算方法。

目前RCS組合節(jié)點存在構(gòu)造復(fù)雜、施工難度大的問題。為此,提出了一種裝配式鋼梁與預(yù)制混凝土柱連接節(jié)點形式,節(jié)點構(gòu)造簡單、施工方便。對所提出的節(jié)點分別進(jìn)行單調(diào)加載和循環(huán)加載試驗,揭示了該類節(jié)點的靜力和抗震性能,為工程實踐提供技術(shù)指導(dǎo)。

1 試驗概況

1.1 試件設(shè)計

提出了一種裝配式鋼梁與預(yù)制混凝土柱連接節(jié)點形式,該類節(jié)點通過方鋼管與內(nèi)部肋板組成節(jié)點環(huán),實現(xiàn)了鋼梁與預(yù)制混凝土柱的連接。試件選取十字形中柱節(jié)點進(jìn)行研究,十字形試件截取自框架結(jié)構(gòu)梁、柱反彎點之間。試驗設(shè)計并制作了兩種足尺節(jié)點試件。兩種節(jié)點的柱配筋形式、截面尺寸、方鋼管和鋼梁截面尺寸相同,不同之處在于方鋼管內(nèi)肋板形式存在差異,節(jié)點1肋板采用箱形肋板貫通式,高度為800 mm;節(jié)點2肋板采用箱形肋板分隔式,包含上下兩部分肋板,肋板高度均為300 mm,既能節(jié)省鋼材,又便于混凝土澆筑振搗。試件構(gòu)造及幾何尺寸如圖1所示。試驗中分別對兩類節(jié)點進(jìn)行單調(diào)加載和循環(huán)加載。試件編號、節(jié)點類型、肋板尺寸及加載方式見表1。

a—試件示意;b—節(jié)點1示意;c—節(jié)點2示意;d—節(jié)點梁柱尺寸及配筋。圖1 試件構(gòu)造及幾何尺寸 mmFig.1 Details and geometry sizes of specimens

表1 試件編號、類型、加載方式Table 1 Number,types and loading methods of specimens

試件采用C35混凝土,按照GB/T 50081—2019《混凝土物理力學(xué)性能試驗方法標(biāo)準(zhǔn)》[13]對澆筑試件時所預(yù)留的混凝土試塊進(jìn)行材性試驗,實測混凝土立方體抗壓強(qiáng)度平均值為44.8 MPa。試件鋼材均為Q345B,柱內(nèi)縱筋及箍筋均為HRB400。鋼材按照GB/T 228.1—2010《金屬材料 拉伸試驗 第1部分：室溫試驗方法》[14]進(jìn)行材性試驗,力學(xué)性能見表2。

表2 鋼材力學(xué)性能Table 2 Material properties of steels

1.2 試驗裝置與加載制度

試驗在天津大學(xué)結(jié)構(gòu)工程實驗室進(jìn)行。試驗裝置如圖2所示,主要包括反力架、反力墻、1個豎向千斤頂、2個雙向作用千斤頂、梁端夾具、柱頂夾具及撐桿、柱底銷鉸裝置、荷載傳感器、油泵等。柱底支座通過地錨螺栓固定在試驗場地,混凝土柱底部通過銷軸安裝于支座上,形成鉸接連接,模擬下柱反彎點位置。柱頂通過夾具和撐桿提供約束。豎向液壓千斤頂?shù)纳喜颗c反力梁相連接,試驗過程中對柱頂施加恒定軸力(軸壓比0.2)。雙向作用千斤頂?shù)牡撞抗潭ㄔ诘孛?活塞與試件梁端相連接,試驗過程中對試件兩側(cè)梁端施加等大反向荷載,加載點距離柱中心2 m。為防止梁端發(fā)生側(cè)向扭轉(zhuǎn)和平面外變形,設(shè)置側(cè)向支撐進(jìn)行約束。

圖2 試驗加載裝置Fig.2 Test loading set-up

試驗時,首先按照軸壓比0.2在柱頂施加軸向荷載,試驗過程中保持軸向荷載恒定至試驗結(jié)束。單調(diào)加載時,荷載-位移曲線出現(xiàn)拐點前采用荷載控制加載,每級荷載增量80 kN·m;荷載-位移曲線出現(xiàn)拐點后采用位移控制加載,每級轉(zhuǎn)角增幅3×10-3rad,加載至節(jié)點破壞為止。循環(huán)加載時,試件屈服前采用荷載控制加載,每級荷載增量160 kN·m,循環(huán)一次;荷載位移曲線出現(xiàn)拐點后采用位移控制加載,每級轉(zhuǎn)角增幅3×10-3rad,循環(huán)兩次。當(dāng)試件出現(xiàn)明顯破壞或荷載下降至峰值荷載85%以下時,停止加載。

1.3 測點布置與量測

本試驗具體測量點如圖3所示。位移計D1、D2測量梁端加載點處豎直位移用以計算梁端轉(zhuǎn)角;計算方法如式(1)所示：

a—位移計布置;b—應(yīng)變片布置。圖3 測點布置 mmFig.3 Arrangements of measuring points

θ=(δ1-δ2)/l

(1)

式中：δ1、δ2分別為位移計D1、D2讀數(shù);l為位移計D1、D2的水平距離;位移計D3、D4測量試件支座位移;位移計D5、D6測量節(jié)點域的剪切變形;位移計D7～D10測量柱端彎曲變形以及梁柱相對變形。在鋼梁翼緣兩側(cè)、柱壁、鋼管上下與混凝土交界處均貼有單向電阻應(yīng)變片,梁柱節(jié)點核心區(qū)部位貼有應(yīng)變花。

2 試驗現(xiàn)象及破壞形態(tài)

2.1 單調(diào)加載

SJ-1梁端荷載加載至320 kN·m時,節(jié)點域混凝土出現(xiàn)細(xì)微裂縫;加載至920 kN·m時,鋼梁翼緣與方鋼管焊縫出現(xiàn)裂紋;加載至1 066 kN·m時,出現(xiàn)了明顯的破壞形態(tài),鋼梁受拉翼緣與節(jié)點域方鋼管焊縫出現(xiàn)撕裂現(xiàn)象,鋼梁受壓翼緣出現(xiàn)了明顯變形,受壓翼緣與附近的腹板出現(xiàn)漆皮脫落現(xiàn)象,加載結(jié)束。破壞形態(tài)如圖4a所示。

SJ-2梁端荷載加載至480 kN·m時,節(jié)點域混凝土開始開裂,隨著荷載增加,節(jié)點域混凝土裂縫不斷擴(kuò)展;加載至1 160 kN·m時,達(dá)到峰值荷載,右側(cè)鋼梁出現(xiàn)塑性鉸,左側(cè)鋼梁受壓翼緣和腹板出現(xiàn)了明顯變形;當(dāng)荷載降到峰值荷載85%時,加載結(jié)束。破壞形態(tài)如圖4b所示。

2.2 循環(huán)加載

SJ-3梁端荷載加載至320 kN·m時,節(jié)點域混凝土開始開裂;加載至480 kN·m時,節(jié)點域混凝土裂縫進(jìn)一步增加,試驗采用位移控制加載。梁端轉(zhuǎn)角加載至6×10-3rad,與方鋼管交接處的混凝土開始剝落;轉(zhuǎn)角加載至21×10-3rad時,發(fā)出巨響聲,方鋼管鼓曲,與方鋼管交接處的混凝土大面積剝落,節(jié)點域方鋼管與混凝土分離,加載結(jié)束。破壞形態(tài)如圖4c所示。

SJ-4梁端荷載加載至 480 kN·m時,節(jié)點域混凝土開裂,與方鋼管交接處的混凝土輕微脫落;加載至640 kN·m時,節(jié)點域混凝土裂縫增加,試驗采用位移控制加載。梁端轉(zhuǎn)角加載至27×10-3rad時,發(fā)出巨響聲,方鋼管鼓曲,與方鋼管交接處的混凝土大面積剝落,節(jié)點域方鋼管與混凝土分離,加載結(jié)束。破壞形態(tài)如圖4d所示。

3 試驗結(jié)果及分析

3.1 轉(zhuǎn)角-彎矩循環(huán)曲線

SJ-1和SJ-2單調(diào)加載彎矩-轉(zhuǎn)角曲線如圖5a、5b所示。由圖可知,試件進(jìn)入屈服階段后,仍具有明顯的塑性段,變形性能較好。其中SJ-1由于梁柱焊縫斷裂,試件結(jié)束加載。SJ-2破壞模式為梁端出現(xiàn)塑性鉸,變形能力較好。通過作圖法[15]可得試件屈服轉(zhuǎn)角和屈服彎矩,SJ-1和SJ-2的屈服轉(zhuǎn)角和屈服彎矩見表3。

a—SJ-1;b—SJ-2。圖5 彎矩-轉(zhuǎn)角曲線(單調(diào)加載)Fig.5 Moment versus angular displacement curves (monotonic loading)

表3 裝配式鋼梁與預(yù)制混凝土柱連接節(jié)點足尺試件靜力特性Table 3 Static characteristics of joints between steel beams and prefabricated reinforced concrete columns

在循環(huán)加載作用下,SJ-3和SJ-4的彎矩-轉(zhuǎn)角曲線如圖6a、6b所示。加載初期,彎矩-轉(zhuǎn)角曲線均呈線性變化,試件基本處于彈性狀態(tài)。隨著荷載增加,混凝土出現(xiàn)裂縫并持續(xù)發(fā)展,試件剛度逐漸降低,殘余變形增大,滯回曲線出現(xiàn)“捏縮”現(xiàn)象,節(jié)點域混凝土被壓碎后剝落。兩種節(jié)點的荷載-位移曲線較為飽滿,耗能能力較好。但節(jié)點域混凝土剝落、方鋼管鼓曲的破壞模式使試件破壞時承載力退化不明顯。

a—SJ-3;b—SJ-4。圖6 彎矩-轉(zhuǎn)角曲線(循環(huán)加載)Fig.6 Moment versus angular displacement curves (cyclic loading)

將SJ-3和SJ-4的轉(zhuǎn)角-彎矩曲線各級加載第一次循壞的峰值點連接,得到節(jié)點1和節(jié)點2在循環(huán)荷載作用下的骨架曲線,如圖7a、7b所示。通過作圖法可得試件的屈服轉(zhuǎn)角和屈服彎矩,其中取曲線的峰值彎矩為極限彎矩。SJ-3和SJ-4的屈服轉(zhuǎn)角、屈服彎矩及極限轉(zhuǎn)角、極限彎矩見表4,表中數(shù)據(jù)為正負(fù)平均值。

a—SJ-3;b—SJ-4。圖7 骨架曲線Fig.7 Skeleton curves

表4 裝配式鋼梁與預(yù)制混凝土柱連接節(jié)點足尺試件抗震性能Table 4 Seismic performance of joints between steel beams and prefabricated reinforced concrete columns

3.2 應(yīng)力分布

為了解加載過程中試件各部位受力狀態(tài),選取正面腹板測點5、腹板測點14、柱壁測點25、左側(cè)鋼梁測點46、右側(cè)鋼梁測點64。各測點位置如圖3所示。當(dāng)應(yīng)力超過材料屈服強(qiáng)度無法計算應(yīng)力時,取屈服應(yīng)力。M1為節(jié)點在彈性階段的彎矩;M2為節(jié)點的屈服彎矩;M3為節(jié)點在彈塑性階段的彎矩;M4為節(jié)點的極限彎矩。不同荷載下各部位應(yīng)力分布如圖8所示。

a—SJ-1;b—SJ-2;c—SJ-3;d—SJ-4。圖8 應(yīng)力變化曲線Fig.8 Stress variation curves

由圖8可知,單調(diào)加載中,鋼梁翼緣應(yīng)力明顯高于其他部位應(yīng)力,節(jié)點承載力由鋼梁控制;循環(huán)加載中,SJ-3、SJ-4鋼梁翼緣和方鋼管側(cè)壁應(yīng)力較大,這是由于循環(huán)加載中,核心區(qū)混凝土因發(fā)生嚴(yán)重承壓破壞而退出工作,節(jié)點承載力由方鋼管和鋼梁共同控制。加載過程中,方鋼管正面腹板等效應(yīng)變較小,節(jié)點核心區(qū)未發(fā)生剪切破壞。

3.3 位移延性

節(jié)點的抗震性能可通過位移延性系數(shù)μ衡量。位移延性系數(shù)是指結(jié)構(gòu)極限位移與屈服位移之比,是衡量結(jié)構(gòu)延性的重要參數(shù)。通過作圖法可得節(jié)點的屈服轉(zhuǎn)角和屈服,本文取節(jié)點加載的最終狀態(tài)為極限狀態(tài)。位移延性系數(shù)μ計算結(jié)果見表4,表中數(shù)據(jù)為正負(fù)向的平均值。節(jié)點1和節(jié)點2的位移延性系數(shù)分別為1.70和2.07,節(jié)點2延性性能較好。根據(jù)鋼筋混凝土構(gòu)件延性系數(shù)的劃分等級[16],節(jié)點1和節(jié)點2的位移延性系數(shù)處于低延性水平等級。用類似方法可求得兩種節(jié)點單調(diào)加載下的位移延性系數(shù),計算結(jié)果見表3。其中節(jié)點1因焊縫斷裂提前結(jié)束加載,位移延性系數(shù)為2.38,節(jié)點2位移延性系數(shù)為3.29,高于一般的鋼筋混凝土節(jié)點,安全性較高。箱形肋板分離式節(jié)點的位移延性系數(shù)和承載力分別提高了38.24%和22.33%,延性和承載力更高。

3.4 耗能能力

結(jié)構(gòu)耗能能力是指結(jié)構(gòu)或構(gòu)件在地震作用下變形吸收能量的能力,是用來衡量結(jié)構(gòu)抗震性能的重要指標(biāo),通常用能量耗散系數(shù)E來評價[17],計算結(jié)果見表4。節(jié)點1和節(jié)點2的能量耗散系數(shù)分別為0.97和1.31,節(jié)點2的設(shè)計方式使核心區(qū)混凝土振搗更加密實,被壓碎時吸收能量較多,耗能能力較好。研究表明,鋼筋混凝土節(jié)點的能量耗散系數(shù)為0.63左右,型鋼混凝土節(jié)點的能量耗散系數(shù)為1.88左右[18]。本文研究的試件耗能能力均介于鋼筋混凝土節(jié)點與型鋼和混凝土節(jié)點之間,具有較好的耗能能力。其中箱形肋板分離式節(jié)點的位移延性系數(shù)和能量耗散系數(shù)分別提高了21.76%和35.05%,延性和耗能能力更好。

3.5 剛度退化

由梁柱連接節(jié)點骨架曲線可見,試件隨著加載循環(huán)表現(xiàn)出了剛度退化現(xiàn)象。通常采用割線剛度Ki以衡量結(jié)構(gòu)各個加載循環(huán)的剛度,割線剛度Ki的計算方法如式(2)所示：

(2)

式中：Fi為構(gòu)件在第i個加載循環(huán)峰值點荷載值;Xi為構(gòu)件在第i個加載循環(huán)峰值點位移值。SJ-3和SJ-4的剛度退化曲線如圖9所示。由圖可知,兩個試件在循環(huán)加載下剛度都出現(xiàn)了明顯退化,剛度退化的趨勢基本一致。試件屈服前剛度退化的速度較快,試件屈服后剛度退化的速度較慢。

圖9 剛度退化曲線Fig.9 Stiffness degradation curves

本文開展了兩類節(jié)點的單調(diào)和循環(huán)加載試驗,從試驗結(jié)果發(fā)現(xiàn),箱形肋板貫通式節(jié)點和分隔式節(jié)點均具有良好的靜力性能和抗震性能,適用于高烈度區(qū)和對延性要求高的地區(qū)。箱形肋板分隔式節(jié)點的靜力性能和抗震性能優(yōu)于箱形肋板貫通式節(jié)點,節(jié)約鋼材。

4 有限元分析

4.1 模型建立

采用大型通用有限元軟件ABAQUS對試驗試件進(jìn)行建模和數(shù)值分析。模型中鋼梁、鋼板及混凝土均采用三維實體單元C3D8R模擬,鋼筋采用線性桁架單元T3D2模擬。鋼材和鋼筋選用雙折線隨動強(qiáng)化本構(gòu)模型,混凝土選用彈塑性損傷模型,依據(jù)GB 50010—2010《混凝土結(jié)構(gòu)設(shè)計規(guī)范》[19]建立本構(gòu)關(guān)系,材料參數(shù)與試驗相同。有限元模型如圖10所示。

a—整體模型;b—節(jié)點1肋板;c—節(jié)點2肋板。圖10 梁柱節(jié)點有限元模型Fig.10 FE models of beam-column joints

有限元模型尺寸及邊界條件與試驗試件相同。有限元模型中,節(jié)點域方鋼管與兩側(cè)鋼梁、方鋼管內(nèi)節(jié)點肋板的接觸關(guān)系設(shè)為綁定?；炷僚c方鋼管上下底面、鋼管內(nèi)表面、節(jié)點肋板均采用面-面接觸,設(shè)置法線方向的硬接觸,切線方向采用罰函數(shù)摩擦模型。鋼筋骨架采用內(nèi)置區(qū)域的方式嵌入到混凝土柱中。經(jīng)過網(wǎng)格劃分試算,確定梁柱節(jié)點域有限元單元尺寸為25 mm,節(jié)點域附近區(qū)域有限元單元尺寸為50 mm,模型其余部分有限元單元尺寸為100 mm。

4.2 模擬結(jié)果與試驗結(jié)果的對比

SJ-1和SJ-2試驗與數(shù)值模擬彎矩-轉(zhuǎn)角曲線如圖11所示。由圖可知,有限元模擬曲線與試驗曲線發(fā)展趨勢基本一致,整體吻合較好。其中SJ-1彎矩小于240 kN·m時,有限元曲線與試驗曲線基本重合。隨著彎矩增加,數(shù)值模擬的轉(zhuǎn)角小于試驗轉(zhuǎn)角,這是由于試件鋼梁翼緣與節(jié)點域方鋼管之間的焊縫存在缺陷,試驗因焊縫撕裂提前結(jié)束。有限元模型采用簡化焊縫建立模型,未考慮焊縫的影響。SJ-2彎矩小于600 kN·m時,有限元曲線與試驗曲線基本重合。

a—SJ-1;b—SJ-2。圖11 彎矩-轉(zhuǎn)角曲線Fig.11 Moment versus angular displacement curves

SJ-1和SJ-2有限元模擬應(yīng)力云如圖12所示。由圖可知,SJ-1有限元模型在加載過程中,應(yīng)力最大位置均為鋼梁翼緣與節(jié)點域方鋼管連接處,與試驗中焊縫撕裂的位置相同。SJ-2極限狀態(tài)下鋼梁上翼緣應(yīng)力最大,與試驗破壞位置相同。SJ-1和SJ-2試驗及有限元模擬結(jié)果見表5。

a—SJ-1屈服位移時Mises應(yīng)力云圖,Pa;b—SJ-1破壞形態(tài)對比;c—SJ-2破壞形態(tài)對比。圖12 單調(diào)加載破壞形態(tài)對比Fig.12 Comparisons of failure modes under monotonic loading

表5 單調(diào)加載試驗及有限元模擬結(jié)果對比Table 5 Comparisons of test and FEA results under monotonic loading

SJ-3和SJ-4試驗與數(shù)值模擬彎矩-轉(zhuǎn)角曲線和骨架曲線分別如圖13、14所示。由圖可知,有限元模擬曲線與試驗曲線整體吻合較好,能夠反映加載過程中試件承載力和剛度的變化規(guī)律。由于有限元模型沒有考慮試件在制作過程的初始缺陷以及模擬設(shè)置的理想邊界條件與試驗裝置實際邊界條件的差異,導(dǎo)致試件有限元模擬屈服轉(zhuǎn)角較大。

a—SJ-3;b—SJ-4。圖13 彎矩-轉(zhuǎn)角曲線Fig.13 Moment versus angular displacement curves

a—SJ-3;b—SJ-4。圖14 骨架曲線Fig.14 Skeleton curves

SJ-3和SJ-4試驗中破壞模式均為節(jié)點域混凝土承壓破壞,混凝土的破壞區(qū)域出現(xiàn)在節(jié)點域上下柱端區(qū)域。有限元模型混凝土受壓損傷及試驗破壞形態(tài)如圖15所示。由圖可知,數(shù)值模擬結(jié)果的破壞位置與試驗相同。SJ-3和SJ-4試驗及有限元模擬結(jié)果見表6。

a—SJ-3;b—SJ-4。圖15 循環(huán)加載破壞形態(tài)對比Fig.15 Comparisons of failure modes under cyclic loading

表6 循環(huán)加載試驗及有限元結(jié)果對比Table 6 Comparisons of test and FEA results under cyclic loading

5 結(jié)束語

本文提出了一種鋼梁與預(yù)制混凝土柱連接節(jié)點,該節(jié)點通過方鋼管與內(nèi)部肋板組成的節(jié)點環(huán)實現(xiàn)鋼梁與預(yù)制混凝土柱的連接。通過對4個足尺試件進(jìn)行單調(diào)和循環(huán)加載試驗,研究了節(jié)點的靜力和抗震性能,得出以下結(jié)論：

1)在單調(diào)荷載作用下,箱形肋板貫通式節(jié)點加載到極限彎矩時鋼梁受拉翼緣與節(jié)點域方鋼管焊縫出現(xiàn)撕裂現(xiàn)象,鋼梁受壓翼緣出現(xiàn)了明顯變形,受壓翼緣與附近的腹板出現(xiàn)漆皮脫落現(xiàn)象;箱形肋板分離式節(jié)點在加載過程中鋼梁受壓翼緣發(fā)生屈曲,最終形成梁端塑性鉸,試件達(dá)到極限狀態(tài)。

2)在單調(diào)荷載作用下,兩類節(jié)點的位移延性系數(shù)分別為2.38和3.29,屈服彎矩分別為836.78 kN·m 和1 023.64 kN·m,箱形肋板分離式節(jié)點的位移延性系數(shù)和承載力分別提高了38.24%和22.33%,延性和承載力更高。

3)在循環(huán)荷載作用下,兩類節(jié)點剛度退化趨勢基本一致,破壞模式均為節(jié)點域混凝土承壓破壞。位移延性系數(shù)分別為1.70和2.07,能量耗散系數(shù)分別為0.97和1.31,箱形肋板分離式節(jié)點的位移延性系數(shù)和能量耗散系數(shù)分別提高了21.76%和35.05%,延性和耗能能力更好。兩類節(jié)點能量耗散系數(shù)介于鋼筋混凝土節(jié)點和型鋼混凝土節(jié)點之間,均具有較好的耗能性能。