王若冰, 李忠誠, 許海濤, 周 鋒

(1 核電安全監(jiān)控技術與裝備國家重點實驗室，深圳 518172；2 同濟大學土木工程學院，上海 200092)

0 引言

鋼板混凝土(steel-plate composite,SC)結構主要由內嵌或外包的鋼板和混凝土構成,具有承載力高、延性好、抗爆抗沖擊能力強的優(yōu)點,抗震性能卓越[1],20世紀80年代由日本首先提出[2]。經多年發(fā)展,多國已頒布其核電應用的設計規(guī)范,包括美國的AISC N690[3]、日本的JEAG 4618[4]、韓國的KEPIC-SNG[5]和中國GB 51340[6]等。

我國《高層建筑混凝土結構技術規(guī)程》(JGJ 3—2010)[7]對不同軸壓比、抗震等級的剪力墻構件規(guī)定了不同的構造要求,雖然加強了節(jié)點區(qū)的強度,但無法應用于SC結構。為此,本文對SC-RC墻一字型節(jié)點的力學性能進行研究,探究不同的連接構造對節(jié)點性能影響。設計了4個懸挑梁試件,受力簡圖見圖1,SC-RC連接面產生的內力包括面外彎矩(HL1)和剪力(H),其數(shù)值與SC墻體和RC墻體最不利截面上的內力相同。

圖1 一字型對接墻連接節(jié)點試件受力分析

1 試驗概況

1.1 試件設計

試驗研究對象為SC-RC一字型對接墻連接節(jié)點,為探究墻體剪跨比L1/T對試件破壞模式的影響(L1為計算截面跨度,T為墻厚),設計了1600mm和3000mm兩種試件長度,H1600試件剪跨比為1.08,傾向于發(fā)生剪切破壞;H3000試件剪跨比為2.25,傾向于發(fā)生彎曲破壞。對于H1600試件,RC墻體縱筋伸入SC墻體后牢固焊接于SC墻體端板,構造D1和D2分別表示交界面有無抗剪鍵(2個輕工I10,伸入SC和RC長度均為200mm)。對于H3000試件,構造D3和D4分別表示RC墻體縱筋伸入SC墻體長度40d=1280mm(d為鋼筋直徑)后在SC墻體內有無設置錨固板,兩種構造中SC墻體與RC墻體交界面均設置抗剪鍵。4個SC-RC一字型對接墻連接節(jié)點試件信息見表1,SC墻體截面構造信息見表2,構造見圖2。RC墻鋼筋由分布鋼筋和拉筋組成,分布鋼筋中的縱筋為432鋼筋,橫筋為間距200mm的32鋼筋,垂直分布的拉筋為間距200mm的14鋼筋。

表1 一字型對接墻連接節(jié)點試件

表2 一字型對接墻連接節(jié)點SC墻截面構造信息

圖2 一字型對接墻連接節(jié)點試件示意圖

1.2 材料力學性能

試件材料采用C30普通混凝土,Q235B鋼板,HRB400鋼筋和SWRCH15/18A栓釘?；炷吝M行軸心抗壓強度試驗,采用同濟大學建筑工程系“邦威”力學試驗機加載,測得混凝土養(yǎng)護106d后立方體抗壓強度為34.7MPa,養(yǎng)護119d后立方體抗壓強度為34.8MPa;鋼部件進行標準材性單軸拉伸試驗,采用同濟大學建筑工程系“邦威”力學試驗機加載,試驗結果見表3;SWRCH15/18A栓釘?shù)牟男栽囼炍姓憬瓏鴻z檢測技術股份有限公司進行,試驗結果見表4。

表3 鋼部件材性試驗結果

表4 栓釘材性試驗結果

1.3 加載方案

根據(jù)《建筑抗震試驗方法規(guī)程》(JGJ 101—1996)[8],采用力-位移聯(lián)合控制的方式進行滯回加載,每級3圈。采用同濟大學建工系試驗室臺座系統(tǒng)進行加載,加載裝置見圖3、4,試件加載端使用200t電液伺服作動器施加豎向往復荷載,試驗加載制度見圖5。

圖3 H1600系列試件裝配示意圖

圖4 H3000系列試件裝配示意圖

圖5 試驗加載制度

試驗前需進行有限元預分析以及理論公式計算,預測單調加載時節(jié)點的峰值荷載Hn。有限元預分析中混凝土強度按照文獻[9]取值。首先用力控制,以0.25Hn為一級,每一級循環(huán)2次直至0.75Hn。讀取0.75Hn級的第一次循環(huán)達到的最大位移δ0.75Hn,據(jù)此計算位移控制階段第一級的加載位移δn=1.33δ0.75Hn。此后以0.5δn的增量進行位移加載,每一級循環(huán)3次。當側向荷載降至峰值荷載的85%以后或試件變形導致豎向作動器無法穩(wěn)定加載時結束試驗。

1.4 測試方案

試驗中采用單向應變片、應變花、位移計來測量試驗過程中的應力、位移等關鍵數(shù)據(jù),以供后續(xù)計算分析。各試件的測點布置數(shù)量見表5,位移計測點布置見圖6,各個位移計的布設位置、方向及用途見表6,應變片測點布置見圖7,各個應變片的布設位置、方向及用途見表7。

表5 各試件的測點布置數(shù)量

表6 各位移計的位置及用途

表7 應變片的位置及用途

圖6 一字型對接墻連接節(jié)點試件位移計布置示意

2 試驗現(xiàn)象和破壞機理分析

2.1 節(jié)點各工況綜合受力典型記錄

試件H1600-D1:SC-RC交界面上設置抗剪鍵。荷載較小時,材料均處于彈性階段,混凝土未開裂;當荷載達220kN時,SC-RC交界面附近RC墻出現(xiàn)彎曲裂紋;荷載增大至330kN,RC墻出現(xiàn)斜裂縫,支座段出現(xiàn)豎向裂縫;隨后,RC墻斜裂縫繼續(xù)發(fā)展,當荷載加至約430kN時,SC墻段出現(xiàn)彎剪裂紋;很快RC墻斜裂縫貫通,SC墻段斜裂縫明顯,支座段豎向裂縫增多,荷載達到峰值約620kN后開始下降;加載端位移繼續(xù)增大,RC墻斜裂縫明顯拓寬,混凝土損傷較大;然后,RC墻混凝土雙向剪切破壞脫落,SC-RC交界面由于抗剪鍵的存在而相對完好,最終破壞狀態(tài)見圖8(a)。

相較試件H1600-D1,試件H1600-D2在SC-RC墻體交界面不設抗剪鍵。與試件H1600-D1類似,荷載達220kN時,交界面附近RC墻出現(xiàn)彎曲裂紋并沿交界面貫通;荷載增大至330kN,RC墻出現(xiàn)斜裂縫,支座段出現(xiàn)豎向裂縫;隨后,RC墻斜裂縫繼續(xù)發(fā)展,當荷載加至約450kN時,SC墻段出現(xiàn)彎曲裂紋;與試件H1600-D1類似,荷載增大到500kN以上時,試件H1600-D2的RC墻斜裂縫貫通拓寬,SC墻段斜裂縫明顯,不同之處在于,由于缺乏抗剪鍵,試件H1600-D2沿SC-RC交界面的豎向裂縫增多拓寬,荷載達到峰值約590kN后開始下降,承載力相比試件H1600-D1略小;當加載端位移繼續(xù)增大,RC墻斜裂縫明顯拓寬,交界面脫開,混凝土損傷較大;然后,交界面混凝土破壞嚴重,RC墻混凝土雙向剪壞掉落,最終破壞狀態(tài)見圖8(b)。

試件H3000-D3:RC墻體縱筋伸入SC墻體40d后焊接于內設錨固板。荷載較小時,混凝土未開裂;當荷載達到190kN時,RC墻及中間支座段出現(xiàn)數(shù)道彎曲裂紋;荷載增大至285kN時,RC墻彎剪裂縫增多擴展,中間支座段豎向裂縫貫通,SC墻段出現(xiàn)彎曲裂紋;隨后,RC墻裂縫繼續(xù)發(fā)展,中間支座段裂縫較大,SC-RC交界面脫開,荷載變化不大;隨后,SC-RC交界面脫開量明顯增大,RC墻變形明顯,交界面附近混凝土碎裂,大面積掉落,鋼筋裸露,荷載隨之大幅下降,可發(fā)現(xiàn)RC墻縱筋變形明顯,最終破壞狀態(tài)見圖8(c)。

相較于試件H3000-D3,試件H3000-D4 RC墻體縱筋伸入SC墻體40d后沒有設置錨固板構造。與H3000-D3類似,當荷載達到190kN時,RC墻及中間支座段出現(xiàn)數(shù)道彎曲裂紋;荷載增大至285kN時,RC墻彎剪裂縫增多擴展,中間支座段豎向裂縫貫通,SC墻段出現(xiàn)彎曲裂紋;隨后,加載端位移增加,但荷載下降不明顯,RC墻與SC墻裂縫繼續(xù)發(fā)展,中間支座段裂縫擴大,SC-RC交界面脫開量明顯增大,RC墻混凝土掉落,SC墻裂縫增多;滯回加載導致混凝土損傷逐漸累積,交界面附近RC墻混凝土碎裂拱出,破壞嚴重,荷載下降,最終破壞狀態(tài)見圖8(d)。

2.2 傳力機理和破壞模式

試件承受面外彎矩和剪力:SC墻體上下兩側鋼板承擔彎矩,混凝土及對拉槽鋼承擔剪力;RC墻體上下兩側縱筋承擔彎矩,混凝土及拉筋承擔剪力。試件變形包括彎曲和剪切兩部分。

隨著荷載的增大,RC墻體受拉側混凝土率先開裂,此時縱筋拉應變顯著增大,中性軸逐漸向受壓區(qū)偏移;同時剪力使RC墻體混凝土產生明顯的剪切斜裂縫。相較于RC墻體,SC混凝土開裂程度明顯較輕,且開裂時間較晚。隨著RC墻體混凝土裂縫的開展,SC-RC連接區(qū)也出現(xiàn)了豎向裂縫。

最終,試件H1600-D1和H1600-D2中RC墻體的縱筋和拉筋均屈服,試件表現(xiàn)為彎剪破壞;試件H3000-D3和H3000-D4的RC墻體縱筋率先屈服,混凝土剪切斜裂縫開展程度較H1600系列試件明顯減輕,試件表現(xiàn)為彎曲破壞。所有試件中,SC墻體均未發(fā)生破壞,SC-RC連接界面均未見錯動,RC縱筋均未見拔出。

3 試驗結果分析

3.1 荷載-應變曲線

荷載-位移曲線上的縱坐標為試件端部加載點荷載,讀取200t作動器上傳感器的讀數(shù),記為P,正值表示壓力,負值表示拉力。橫坐標為應變變化量,應變均為鋼構件上應變片的讀數(shù),拉應變?yōu)檎?壓應變?yōu)樨?。應變片量程有?一般在彈性應變范圍內的數(shù)據(jù)較為穩(wěn)定,必要時會選取彈性段的應變數(shù)據(jù)進行分析。根據(jù)各試件的荷載-應變曲線,得到以下規(guī)律:1)彎矩作用下,由于混凝土拉壓性能不同,受拉一側鋼板或鋼筋應變總是大于受壓另一側鋼板或鋼筋的應變值;2)對于試件H3000,在RC鋼筋錨固范圍內遠離交界面的截面上,鋼板與鋼筋應變相差不大,說明該處應變協(xié)調,40d的錨固長度滿足SC-RC一字墻型連接要求;3)RC拉筋與SC拉結構件大多以受拉為正常工作狀態(tài),說明它們通過阻止混凝土受剪后向外膨脹發(fā)揮抗剪作用;4)抗剪鍵在各試件中受力均不大,且主要產生垂直截面方向的正應力,為截面提供了一部分抗彎承載力?？辜翩I的抗剪功能主要通過銷栓作用實現(xiàn),在其長度范圍內可保持SC-RC交界面的相對完整性。

3.2 骨架曲線

由位移計測得試件加載端豎向位移,取試件加載端兩個豎向位移計(D1和D2)讀數(shù)的平均值記為Δ。提取4個面內加載試件的骨架曲線見圖9,由圖9可知:

圖9 試件的骨架曲線

(1)試件H1600-D1加載端荷載-位移曲線與普通鋼筋混凝土梁相似。加載初期,試件H1600-D1滯回曲線基本為直線,結構處于彈性工作階段;當位移加至約22mm時,滯回曲線出現(xiàn)拐點,并進入一個較為穩(wěn)定的平直段,這是RC墻鋼筋進入屈服平臺造成的;隨后,滯回曲線逐漸下降,并呈現(xiàn)出捏縮滑移特點,這是由于往復加載過程中混凝土所受剪力接近斜截面抗剪承載力,裂縫不斷張開閉合導致?lián)p傷累積,混凝土逐漸退出工作,從而削弱了結構的承載能力和耗能能力。

(2)試件H1600-D2和H1600-D1的荷載-位移曲線從形狀看非常相似,但相比試件H1600-D1,試件H1600-D2由于缺乏抗剪鍵,承載力稍低。

(3)隨荷載不斷增大,混凝土開裂導致試件剛度不斷下降,骨架曲線斜率逐漸減小并在試件喪失承載力后轉為負值。

(4)試件在兩種不同方向水平荷載作用下的承載能力、變形能力基本相同,作動器拉力作用下的水平承載力較作動器推力作用的水平承載力略低。其主要原因可能是:同一級別水平荷載施加時均先施加推力,推力對墻體試件造成一定程度損傷后再反向施加拉力,因此相應承載力會略微減小。

3.3 承載能力與延性指標

骨架曲線特征點包括屈服點D、峰值點E和極限點F,圖中峰值點E可直接獲得,極限點F定義為骨架曲線承載力下降至85%峰值荷載對應的點。試件屈服點可用圖10所示的作圖法確定[10]。一字型對接墻連接節(jié)點試件承載力見表8,延性指標見表9。

表8 一字型對接墻連接節(jié)點試件承載力

表9 一字型對接墻連接節(jié)點試件延性指標

圖10 作圖法確定骨架曲線的特征點

4 結論

(1)SC-RC一字型對接墻連接試件承受剪力和彎矩共同作用,SC墻體上下兩側鋼板承擔彎矩,混凝土及對拉槽鋼承擔剪力;RC墻體上下兩側縱筋承擔彎矩,混凝土及拉筋承擔剪力。

(2)試件均先后出現(xiàn)了RC墻體受拉側混凝土開裂、RC墻體混凝土產生斜裂縫、SC混凝土輕微開裂、SC-RC連接區(qū)產生豎向裂縫等現(xiàn)象。最終,H1600-D1和H1600-D2試件中RC墻體中縱筋和拉筋均屈服,試件表現(xiàn)為彎剪破壞;試件H3000-D3和H3000-D4試件RC墻體縱筋率先屈服,混凝土剪切斜裂縫開展程度較H1600系列試件明顯減輕,試件表現(xiàn)為彎曲破壞。所有試件中,SC墻體均未發(fā)生破壞,SC-RC連接界面均未見錯動,RC縱筋均未見拔出。

(3)各試件的荷載-位移曲線與普通鋼筋混凝土梁類似,呈現(xiàn)出明顯的捏攏效應,滯回圈不夠飽滿。承載力方面,H1600試件高于H3000試件,配有抗剪鍵的H1600-D1試件略高于無抗剪鍵的H1600-D2試件,設置端錨措施的H3000-D3試件略高于未設端錨措施的H3000-D4試件;延性方面,H3000試件優(yōu)于H1600試件,無抗剪鍵的H1600-D2試件優(yōu)于配有抗剪鍵的H1600-D1試件,未設端錨措施的H3000-D4試件優(yōu)于設置端錨措施的H3000-D3試件。

(4)對于H1600試件,抗剪鍵構造能有效保護SC-RC交界面,保持連接面的相對完整性,對提高連接強度效果有限;對于H3000試件,RC縱筋伸入SC的錨固長度40d是足夠的,端錨措施可略微提高承載力。