凌育洪 溫新貴 鄭文麗 方小丹 周靖

(1.華南理工大學(xué) 亞熱帶建筑科學(xué)國家重點實驗室，廣東 廣州 510640；2.華南理工大學(xué) 土木與交通學(xué)院，廣東 廣州 510640；3.華南理工大學(xué) 建筑設(shè)計研究院有限公司，廣東 廣州 510640)

鋼管混凝土疊合柱因其承載力高、抗震性能好、施工便捷，且防銹、防腐及防火處理成本低而廣泛應(yīng)用于高層建筑結(jié)構(gòu)。鋼管混凝土疊合柱-鋼筋混凝土(RC)樓蓋是目前應(yīng)用較廣泛的結(jié)構(gòu)形式。由于混凝土梁端縱筋的錨固受柱中鋼管的阻擋，使混凝土梁-疊合柱節(jié)點的構(gòu)造較為復(fù)雜。程文瀼等[1]進行了3種開孔方式的鋼管混凝土疊合柱-RC梁節(jié)點的滯回試驗，試驗結(jié)果表明，采用內(nèi)鋼管開穿筋小圓孔的節(jié)點試件力學(xué)性能最好。Ma等[2]對鋼管混凝土疊合柱-RC梁節(jié)點進行滯回試驗，得到了4種典型破壞模式，并對節(jié)點抗震性能進行評價。廖飛宇等[3]采用有限元模型模擬了組合節(jié)點的滯回試驗并分析其破壞機理。李惠等[4]首先提出了一種鋼翅加強鋼管混凝土疊合柱-RC梁節(jié)點構(gòu)造形式，對其工作機理和極限承載力計算方法進行了深入研究。聶建國等[5]和譚文勇[6]試驗研究了鋼管混凝土疊合柱-RC梁加強鋼環(huán)節(jié)點的抗震性能，提出了可行的構(gòu)造措施。周穎等[7]提出鋼管混凝土疊合柱-RC環(huán)梁節(jié)點形式，通過節(jié)點試件的抗震滯回試驗證實了其可行性。錢稼茹等[8]進行了鋼管混凝土疊合柱-RC梁節(jié)點試件的抗震滯回性能試驗，探索了節(jié)點域核心區(qū)混凝土剪切破壞機理和強化措施。Liao等[9]提出在節(jié)點核心區(qū)采用加強環(huán)板與鋼管連接的構(gòu)造，并在梁端設(shè)置加勁短鋼梁實現(xiàn)塑性鉸外移，通過試驗證實了梁端荷載的有效傳遞。Raj等[10]也提出了在接頭處提供鋼環(huán)形式的連接件進行連接的節(jié)點。陳文浩[11]提出了一種新型的穿筋節(jié)點連接的形式，通過有限元ABAQUS研究其力學(xué)性能，證實其了優(yōu)點。井彥青等[12]和黃昌靛等[13]對華潤中心塔樓中的鋼管混凝土疊合柱-RC梁節(jié)點進行了分析，研究其可行性。目前，江珊[14]對預(yù)制鋼管混凝土疊合柱-RC梁裝配式節(jié)點的抗震性能也展開了研究，證實該類型節(jié)點具有廣泛應(yīng)用的價值。

本研究對鋼管混凝土疊合柱-RC梁邊節(jié)點的受力性能進行試驗研究。制作6個節(jié)點縮尺模型試件，進行節(jié)點梁受彎單調(diào)加載試驗，考察節(jié)點試件的裂縫分布及發(fā)展、變形、破壞形態(tài)、承載力以及延性，揭示梁縱筋錨固構(gòu)造的傳力機制。

1 節(jié)點構(gòu)造及其優(yōu)點

(a)型連接構(gòu)造

(b)L型連接構(gòu)造

(c)型連接構(gòu)造圖1 節(jié)點連接構(gòu)造示意圖Fig.1 Schematic diagram of joint construction

為確保強節(jié)點、弱構(gòu)件的抗震構(gòu)造要求，在柱中環(huán)筋滿足剛性圓環(huán)的前提下，柱中環(huán)筋面積Ash與梁受拉縱筋面積Ask需滿足式(1)所示的關(guān)系：

(1)

2 試驗設(shè)計

2.1 節(jié)點設(shè)計

試件中除了箍筋、抗剪環(huán)筋和特別說明采用HPB300鋼筋外，其他鋼筋均采用HRB400鋼筋，鋼管采用20#鋼。鋼管內(nèi)采用C60混凝土，鋼管外和混凝土梁為C40混凝土。按照標(biāo)準(zhǔn)方法[15- 16]確定混凝土和鋼材的強度，見表2和表3，其中鋼筋的彈性模量為2.0×105N/mm2。

表1 試件參數(shù)Table 1 Specimen parameters

(a)整體構(gòu)件尺寸及配筋

(b)梁、柱構(gòu)件尺寸及配筋圖2 試件尺寸及配筋構(gòu)造(單位：mm)Fig.2 Dimension and reinforcement details of specimens(Unit：mm)

(a)型構(gòu)造

(b)L型構(gòu)造 (c)型構(gòu)造圖3 成型鋼筋骨架Fig.3 Finished reinforcement skeleton

(a)試件J- 1、J- 2、J- 3的構(gòu)造

(b)試件J- 4、J- 5的構(gòu)造

(c)試件J- 6的構(gòu)造圖4 梁縱筋錨固詳細(xì)構(gòu)造Fig.4 Details of beam longitudinal reinforcement anchorage construction

表2 混凝土強度Table 2 Concrete strength N/mm2

表3 鋼材強度Table 3 Steel strength N/mm2

2.2 加載裝置及加載制度

試驗加載裝置如圖5所示，邊節(jié)點試件的疊合柱平臥，RC梁豎直放置進行試驗加載。疊合柱水平向通過限位千斤頂固定于反力架之間，豎直向通過地錨螺栓固定在試驗平臺上。RC梁加載端通過鋼板-螺栓與電伺服作動器(MTS)固接，施加水平單調(diào)荷載。液壓千斤頂對柱端施加水平軸壓力，恒定控制軸力為1 690 kN。MTS作動器采集梁端水平荷載，靜態(tài)測試系統(tǒng)采集位移和應(yīng)變數(shù)據(jù)。采用力-位移控制，如圖6所示。其中，P為荷載，t為時間，Py和ty分別對應(yīng)屈服荷載和所對應(yīng)的時間，Pm為極限荷載，Δy為屈服荷載，Δm為加載的最大荷載，nΔy為n倍屈服荷載，Δu為破壞荷載。試件屈服前采用荷載控制，屈服后采用位移控制，位移增量為梁肢屈服位移的倍數(shù)。當(dāng)測試荷載下降到峰值荷載的80%以下或試件發(fā)生嚴(yán)重破壞時停止加載。

(a)加載裝置示意圖

(b)加載裝置現(xiàn)場圖圖5 試驗裝置Fig.5 Test-up

圖6 單調(diào)加載制度Fig.6 Monotone loading history

圖7 位移計布置示意圖(單位：mm)Fig.7 Arrangement of displacement meters(Unit：mm)

(a)節(jié)點核心區(qū)應(yīng)變片布置

(b)1—1剖面應(yīng)變片布置圖8 應(yīng)變片布置示意圖Fig.8 Schematic diagram of arrangement for strain gauge

3 試驗結(jié)果及分析

3.1 破壞過程及破壞形態(tài)

各試件破壞現(xiàn)象基本類似，均為梁根部的彎曲破壞，以試件J- 1為例說明破壞過程。加載初期，試件基本處于線彈性狀態(tài)，荷載-位移曲線接近線性。當(dāng)荷載達到20 kN時，梁受拉區(qū)距根部30 cm范圍內(nèi)出現(xiàn)兩條水平彎曲裂縫，裂縫寬約0.02 mm；隨著荷載增加，裂縫寬度及長度皆有所增加，分布擴大，原有裂縫擴張；當(dāng)荷載達到45.3 kN時，量測到梁縱筋微應(yīng)變(με)達到2 900，荷載位移曲線開始出現(xiàn)轉(zhuǎn)折，判定試件屈服，屈服位移為8.3 mm，此時柱中環(huán)筋最大微應(yīng)變(με)約800。此后轉(zhuǎn)向位移控制加載。當(dāng)梁端位移達到37 mm時，最大裂縫寬度達到4 mm，此時梁受壓區(qū)混凝土保護層開始剝落。當(dāng)梁端位移達到110 mm時，最大裂縫寬度達到 10 mm，峰值荷載達到57.5 kN。峰值荷載后繼續(xù)加載，裂縫繼續(xù)發(fā)展，受壓區(qū)混凝土繼續(xù)剝離。當(dāng)加載位移達到140 mm時，柱面出現(xiàn)一條很短的裂縫。加載位移至146 mm時，承載力降至峰值荷載85%以下，認(rèn)定試件破壞，RC梁的最終破壞形式為梁根部的彎曲破壞。試件J- 1破壞過程如圖9所示，未觀察或量測到RC梁的梁縱筋和柱中環(huán)筋發(fā)生滑移脫落情況，縱筋屈服和混凝土壓碎之前未出現(xiàn)被拔出而應(yīng)變突變現(xiàn)象，表明連接錨固構(gòu)造可行。

(a)試件J- 1的破壞過程特征點

(b)特征點對應(yīng)的破壞形態(tài)圖9 試件J- 1破壞過程Fig.9 Failure process of specimen J- 1

所有試件主要的損傷和失效演化過程可總結(jié)如下：梁受拉區(qū)首先出現(xiàn)水平裂縫，梁縱筋屈服后不久試件整體名義屈服，裂縫分布擴大，裂縫寬度增大，柱中環(huán)筋應(yīng)變相對滯后于梁縱筋應(yīng)變的發(fā)展。隨后混凝土保護層開始剝離，峰值荷載后承載力下降，最終破壞時塑性鉸區(qū)裂縫密集，最大裂縫寬度達到18 mm，鋼筋可見，受壓區(qū)混凝土劈裂但未被完全壓碎，最終呈現(xiàn)梁根部彎曲破壞形態(tài)。上述結(jié)果說明梁端縱筋錨固可靠，節(jié)點構(gòu)造可行。

試件J- 2-J- 6整體上破壞過程和破壞形態(tài)與試件J- 1類似，6個試件的最終破壞形態(tài)如圖10所示。特別的是，在梁縱筋屈服之后，由于梁端位移加載過大(均在11 mm之后)，核心區(qū)柱面出現(xiàn)或多或少的裂縫，裂縫寬度很小，約為0.1 mm。其中試件J- 4-J- 6的柱裂縫較多(見圖11)，原因是節(jié)點模型試件不帶樓板，柱中環(huán)筋已不能維持圓形的剛性環(huán)，在拉力作用下與梁縱筋連接部位外凸變形(見圖12)。圖中F1和F2為構(gòu)件所受力。試件J- 1-J- 3的柱縱筋及箍筋隨環(huán)筋的外凸變形而受拉，使得柱表面產(chǎn)生裂縫；試件J- 4-J- 6除此之外，梁受拉縱筋彎折段的拉力也隨環(huán)筋的外凸變形而增大，因此，柱表面裂縫進一步向柱受拉側(cè)以下部位發(fā)展。

圖10 試件最終破壞圖Fig.10 Final failure diagram of specimen

圖11 試件J- 4-J- 6梁柱交界面裂縫圖Fig.11 Fracture diagram of specimen J- 4-J- 6 beam-column interface

圖12 柱中環(huán)筋變形示意圖Fig.12 Schematic diagram of column inner ring bar deformation

3.2 荷載-位移曲線

試件的荷載-位移曲線如圖13所示，特征點荷載及位移見表4。其中開裂荷載(Pcr)和開裂位移(Δcr)在試驗過程中觀察確定；屈服荷載(Py)和屈服位移(Δy)使用Park法[17]確定，極限荷載(Pu)定義為峰值下降到85%時的荷載，相應(yīng)位移為極限位移(Δu)。荷載-位移曲線特征如下：

表4 試件特征點荷載和位移1)Table 4 Characteristic loads and displacements of specimens

(4)由圖13(c)可知，試件J- 1和試件J- 3的荷載-位移曲線非常接近，發(fā)展規(guī)律一致。從開始加載至極限破壞，均未發(fā)生錨固失效，說明焊接短鋼筋長度取錨固縱筋直徑的4倍滿足錨固要求。但試件數(shù)量少，尚有優(yōu)化焊接短鋼筋長度的構(gòu)造需求。

(a)節(jié)點形式及鋼筋強度的影響

(b)跨高比的影響

(c)焊接短鋼筋長度的影響圖13 荷載-位移曲線Fig.13 Load-displacement curves

3.3 轉(zhuǎn)角和延性

表5 轉(zhuǎn)角和延性系數(shù)Table 5 Drift ratio and ductility factor

3.4 應(yīng)變分析

圖14(a)示出了試件梁受拉縱筋的荷載-應(yīng)變曲線。鋼筋屈服時微應(yīng)變(με)約為1 700～2 000，試件屈服時鋼筋最大微應(yīng)變(με)達到2 300～3 000。

圖14(b)示出了試件柱中環(huán)筋的荷載-應(yīng)變曲線。除試件J- 6外，其他試件柱中環(huán)筋在梁縱筋受拉屈服時未達屈服，在梁縱筋進入強化段后達到屈服或接近屈服。由于梁端已開裂，且裂縫寬度達10～18 mm，表明梁縱筋雖然沒有發(fā)生錨固失效，但由于節(jié)點模型試件不帶樓板，柱中環(huán)筋已不能維持圓形的剛性環(huán)，與梁縱筋連接部位有外凸變形現(xiàn)象(見圖12)，所受拉力變大，應(yīng)變快速增長。試件J- 6柱中環(huán)筋所受的拉應(yīng)變比其他試件小，其原因是試件J- 6梁縱筋強度低，傳遞給環(huán)筋的力相對較小。

圖14(c)示出了試件梁截面受壓側(cè)柱中環(huán)筋的荷載-應(yīng)變曲線。受壓時環(huán)筋壓應(yīng)變小，這是因為環(huán)筋受到的壓力小。柱中環(huán)筋只在梁縱筋受拉時有拉力作用。

(a)梁受拉縱筋荷載-應(yīng)變曲線

(b)柱中受拉環(huán)筋荷載-應(yīng)變曲線

(c)柱中受壓環(huán)筋荷載-應(yīng)變曲線

圖14 鋼筋荷載-應(yīng)變曲線Fig.14 Load-strain curves of reinforcement

4 試驗仿真模擬

4.1 模型建立

采用ABAQUS軟件對試件試驗過程進行仿真模擬，為后續(xù)分析做基礎(chǔ)?；炷敛牧喜捎没炷翐p傷塑性本構(gòu)模型，鋼管采用理想彈塑性本構(gòu)模型，鋼筋采用雙折線本構(gòu)模型。綜合考慮各種單元的特點和材料實際的特性，混凝土采用C3D8R單元，鋼筋采用只能受拉或受壓的T3D2單元，鋼管壁相較于試件其厚度作用可忽略，采用S4R單元。

圖15 庫倫摩擦模型Fig.15 Coulomb friction model

4.2 模擬結(jié)果分析

圖16 試件 J- 1的混凝土主壓應(yīng)力云圖Fig.16 Cloud atlas of principal compressive stress of concrete for the specimen J- 1

圖17 試件J- 1的鋼材Mises應(yīng)力云圖Fig.17 Cloud atlas of steel Mises stress for the specimen J- 1

(a)L型構(gòu)造鋼筋的Mises應(yīng)力云圖

(b)型構(gòu)造鋼筋的Mises應(yīng)力圖圖18 鋼筋Mises應(yīng)力云圖Fig.18 Cloud atlas of Mises stress for reinforcements

根據(jù)模擬結(jié)果，對核心區(qū)域的箍筋和柱筋的變形情況進行觀察分析。由圖19可知，受拉側(cè)的柱中環(huán)筋與梁縱筋連接部分向外發(fā)生了變形，由于受拉側(cè)柱中環(huán)筋變形，改變了環(huán)筋的受力方向，增大了環(huán)筋的應(yīng)力，所以受拉側(cè)柱中環(huán)筋明顯屈服。核心區(qū)受拉側(cè)的柱縱筋和箍筋在柱中環(huán)筋變形的情況下有向外鼓曲的現(xiàn)象，與試驗現(xiàn)象一致。

圖19 核心區(qū)節(jié)點鋼筋變形圖Fig.19 Deformation diagram of steel bar in core area

(a)J- 1

(b)J- 2

(c)J- 4

(d)J- 5

(e)J- 6圖20 試驗與模擬的荷載-位移曲線比較Fig.20 Comparison of load-displacement curves between test results and simulation results

圖20示出了梁端荷載-位移曲線與試驗結(jié)果的對比。試件仿真模擬分析的最大承載力與試驗結(jié)果的對比見表6。模擬分析結(jié)果與試驗結(jié)果基本吻合，兩者最大承載力誤差為7.4%?？傮w上，仿真模擬能準(zhǔn)確地反映節(jié)點的受力性能，力學(xué)模型參數(shù)選取是合理的，可為后續(xù)的參數(shù)化分析奠定基礎(chǔ)。

表6 承載力試驗值與分析值比較Table 6 Comparison of bearing-capacity between test values and analysis ones

5 結(jié)論

為驗證新型鋼管混凝土疊合柱-RC梁邊節(jié)點受力的可靠性，制作6個邊節(jié)點試件進行梁端單調(diào)加載試驗研究，得到如下結(jié)論：

(1)RC梁的受拉縱筋能有效錨固且梁端塑性區(qū)有較大的塑性變形能力；試件梁端轉(zhuǎn)角皆超過1/11，位移延性系數(shù)大于8。

(2)節(jié)點最終破壞形式為梁根部彎曲破壞，未發(fā)生梁縱筋錨固失效。破壞表現(xiàn)為梁縱筋先于柱中環(huán)筋屈服，受壓區(qū)混凝土被壓碎。

(3)焊接短鋼筋的長度和梁跨高比對節(jié)點性能無明顯影響。柱中環(huán)筋與混凝土間的粘結(jié)摩擦力可降低柱中環(huán)筋的拉力，為節(jié)點提供了額外的保證。

(4)試驗仿真模擬結(jié)果與試驗結(jié)果基本吻合，最大承載力誤差在7.4%內(nèi)，可為后續(xù)的參數(shù)化分析提供可靠性前提。