矩形鋼管混凝土柱-混凝土梁搭接式節(jié)點抗震性能研究

梁書亭，楊 簡，朱筱俊，黨隆基

(1. 東南大學(xué) 土木工程學(xué)院，江蘇 南京 210096； 2. 東南大學(xué)建筑設(shè)計研究院有限公司，江蘇 南京 210096)

0 引 言

鋼管混凝土柱能夠發(fā)揮鋼材與混凝土材料的優(yōu)勢[1]，可有效減小構(gòu)件的截面尺寸，提高建筑的實用性能，在高層結(jié)構(gòu)中得到普遍運用。中國高層結(jié)構(gòu)多采用鋼筋混凝土梁-板承重體系，因此鋼管混凝土柱與混凝土梁的連接節(jié)點是鋼管混凝土結(jié)構(gòu)推廣應(yīng)用的核心技術(shù)之一。雖然圓鋼管混凝土柱具有更好的經(jīng)濟(jì)效益，但由于建筑造型及功能需求，方鋼管混凝土柱更適用于實際工程[2]。

目前，國內(nèi)外學(xué)者已對鋼管混凝土柱-混凝土梁節(jié)點進(jìn)行了大量研究。聶建國等[3-4]進(jìn)行了鋼管混凝土柱-鋼筋混凝土外加強(qiáng)環(huán)式節(jié)點在單調(diào)和低周反復(fù)荷載作用下的力學(xué)性能研究，結(jié)果表明外加強(qiáng)環(huán)式節(jié)點具有較高的承載力與剛度，滯回曲線飽滿，具有良好的延性及耗能能力。周穎等[5-6]進(jìn)行了鋼管混凝土疊合柱-鋼筋混凝土環(huán)梁節(jié)點在靜力和低周反復(fù)荷載作用下的力學(xué)性能研究，結(jié)合有限元分析提出了節(jié)點的抗彎承載力計算公式，結(jié)果表明環(huán)梁類節(jié)點符合“強(qiáng)節(jié)點、弱構(gòu)件”的抗震設(shè)防理念，具有較好的耗能能力，公式計算結(jié)果與試驗結(jié)果吻合良好。楊奮[7]通過數(shù)值模擬對鋼管混凝土柱-混凝土井式雙梁節(jié)點受力性能進(jìn)行分析，得出框架梁設(shè)計參數(shù)對節(jié)點抗彎承載力及剛度的影響規(guī)律，結(jié)合理論分析提出了井式雙梁相應(yīng)的設(shè)計方法。Tang等[8]提出一種新型貫穿式CFST柱-RC梁節(jié)點，并通過擬靜力試驗研究節(jié)點的抗震性能，結(jié)果表明此類節(jié)點具有良好的延性與耗能能力，通過合理設(shè)計可以實現(xiàn)“強(qiáng)節(jié)點”的抗震設(shè)防目標(biāo)。盡管上述4類鋼管混凝土柱-混凝土梁節(jié)點在研究中體現(xiàn)了良好的抗震性能，但在工程設(shè)計及施工中仍存在以下問題：①加強(qiáng)環(huán)式節(jié)點由于節(jié)點區(qū)加強(qiáng)環(huán)間距較小，且梁柱鋼筋分布密集，很難保證節(jié)點區(qū)施工質(zhì)量；②環(huán)梁類節(jié)點由于鋼筋混凝土環(huán)梁材料為各向異性，某些截面存在應(yīng)力集中現(xiàn)象，會過早開裂，且節(jié)點截面尺寸較大，影響建筑的視覺效果；③井式雙梁節(jié)點由于框架梁縱筋與鋼管沒有接觸，梁柱協(xié)同工作能力較弱，無法形成剛性節(jié)點，不適用于截面尺寸較大的結(jié)構(gòu)；④貫穿式CFST柱-RC梁節(jié)點由于鋼管在節(jié)點區(qū)不連續(xù)，施工難度較大，且梁寬度較大時此類節(jié)點便不再適用。

針對現(xiàn)有節(jié)點存在的問題，以鎮(zhèn)江蘇寧廣場工程項目為背景提出一種新型鋼管混凝土柱-混凝土梁搭接式節(jié)點(圖1)，此新型節(jié)點在鋼管外側(cè)焊接一段H型鋼牛腿與混凝土梁搭接連接，牛腿翼緣板通過鋼管側(cè)壁的矩形孔洞插入鋼管內(nèi)部，型鋼翼緣布置抗剪栓釘以避免鋼牛腿與混凝土梁發(fā)生黏結(jié)滑移。該節(jié)點的鋼結(jié)構(gòu)施工可在工廠內(nèi)完成，現(xiàn)場施工無焊接作業(yè)，施工方便。

圖1 鋼管混凝土柱-混凝土梁搭接式節(jié)點Fig.1 Lap Connection of CFST Column and RC Beam

本文通過低周反復(fù)荷載試驗和數(shù)值模擬，研究新型搭接式節(jié)點的破壞模式，分析節(jié)點的承載力、延性、耗能能力等，以驗證新型搭接式節(jié)點在工程中應(yīng)用的可行性。

1 試驗概況

1.1 試件設(shè)計

試驗選取常規(guī)框架中節(jié)點梁柱反彎點間的組合體為節(jié)點試件[9]。考慮實際加載條件與對試件破壞模式的控制[10]，柱縮尺比為1∶10，梁縮尺比為1∶4。試件構(gòu)造和幾何尺寸見圖2(P為荷載)。

圖2 試件尺寸和構(gòu)造形式(單位:mm)Fig.2 Dimension and Configuration of Specimen (Unit:mm)

1.2 材性試驗

節(jié)點試件采用C30混凝土，在澆筑試件時同時澆筑3個150 mm×150 mm×150 mm的立方體試塊，與節(jié)點試件同條件養(yǎng)護(hù)28 d，按照《混凝土結(jié)構(gòu)設(shè)計規(guī)范》(GB 50010—2015)[11]中規(guī)定，將混凝土立方體抗壓強(qiáng)度按式(1)折算為標(biāo)準(zhǔn)抗壓強(qiáng)度，混凝土彈性模量Ec按式(2)計算?；炷敛男栽囼灲Y(jié)果見表1。

fck=0.88αc1αc2fcu,k

(1)

(2)

式中：fcu,k為混凝土立方體抗壓強(qiáng)度標(biāo)準(zhǔn)值；fck為混凝土軸心抗壓強(qiáng)度標(biāo)準(zhǔn)值；αc1為棱柱體強(qiáng)度與立方體強(qiáng)度比值；αc2為混凝土考慮脆性折減系數(shù)。

表1 混凝土材性試驗結(jié)果Tab.1 Test Results of Material Properties of Concrete

縱筋和箍筋采用HRB400級鋼筋，鋼管與搭接牛腿選用鋼材為Q235B。鋼構(gòu)件的制作加工、鋼筋的綁扎及混凝土的澆筑和養(yǎng)護(hù)工作均與實際施工工藝相同。鋼材的強(qiáng)度按照規(guī)范[12]規(guī)定的方法測得，鋼筋及鋼材的力學(xué)性能指標(biāo)見表2。

表2 鋼材及鋼筋材性試驗結(jié)果Tab.2 Test Results of Material Properties of Steel and Reinforcement

1.3 加載裝置和加載制度

梁柱節(jié)點的加載方式有梁端加載和柱端加載[13]，由于本文研究對象為節(jié)點梁端塑性鉸及核心區(qū)，因此采用梁端加載方式，試驗加載裝置見圖3。試驗時在柱底設(shè)置柱底靴板，實現(xiàn)柱端為不動鉸支座的邊界條件，左右兩側(cè)梁端設(shè)置為自由端。由于試驗采用梁端加載方式，加載裝置較為復(fù)雜，為防止加載過程中構(gòu)件因變形過大出現(xiàn)平面外失穩(wěn)，在柱頂設(shè)置水平側(cè)向支撐。柱頂端軸壓荷載由反力架和液壓千斤頂施加，軸壓比取0.15，梁端荷載由行程±250 mm的電液伺服作動器施加。

圖3 試驗加載裝置Fig.3 Test Loading Device

試驗按照《建筑抗震試驗規(guī)程》(JGJ/T 101—2015)[14]中有關(guān)擬靜力的加載方法進(jìn)行。試驗采用荷載-位移混合加載制度，具體加載程序為：①試件屈服前采用荷載控制，每級荷載往復(fù)1次，至鋼筋測點或牛腿測點達(dá)到屈服，表示試件屈服；②試件屈服后轉(zhuǎn)為位移控制，加載位移取屈服位移的整數(shù)倍，每級循環(huán)3次。每級加載持荷5 min用于觀察裂縫發(fā)展及試件變形情況。出現(xiàn)下列情況時試驗終止：①承載力下降至峰值荷載的85%以下；②節(jié)點出現(xiàn)嚴(yán)重破壞。

1.4 數(shù)據(jù)采集

采用壓力傳感器觀測并記錄柱端施加的軸向壓力，梁端荷載-位移數(shù)據(jù)由電液伺服試驗系統(tǒng)自動記錄。使用TST3826動態(tài)分析系統(tǒng)及DH3816靜態(tài)分析系統(tǒng)采集各應(yīng)變片及位移計的數(shù)據(jù)，關(guān)鍵應(yīng)變測點的布置如圖4所示。

圖4 應(yīng)變測點布置Fig.4 Arrangement of Strain Measuring Points

2 試驗現(xiàn)象和破壞形態(tài)

2.1 加載過程及現(xiàn)象

小梁加載前期，梁上、下表面距柱375 mm處出現(xiàn)數(shù)條彎曲裂縫，隨著梁端荷載的增大，上、下表面裂縫逐漸向梁側(cè)面延伸，形成相互交叉的斜向裂縫。進(jìn)入屈服階段后，裂縫寬度逐漸增加，交叉裂縫上、下三角區(qū)域混凝土壓碎、剝落，梁縱筋與箍筋露出，形成塑性鉸。小梁在牛腿翼緣端部發(fā)生梁鉸破壞。

大梁加載前期，與小梁相同，距柱375 mm處截面出現(xiàn)數(shù)條彎曲裂縫，隨梁端荷載增加，梁上、下表面裂縫向側(cè)面延伸。當(dāng)梁端荷載接近屈服荷載時，梁搭接段(距柱375 mm以內(nèi))出現(xiàn)斜向裂縫，斜向裂縫沿45°方向發(fā)展，沿梁中和軸對稱分布。進(jìn)入位移加載階段時，搭接段內(nèi)斜向裂縫不斷發(fā)展，搭接段外出現(xiàn)數(shù)條彎曲裂縫。當(dāng)位移加載至64.6 mm時，梁柱搭接處縱向鋼筋出現(xiàn)較大滑移，混凝土受拉開裂，大梁承載力下降至極限承載力85%以下，大梁搭接處縱筋出現(xiàn)錨固失效破壞。

2.2 裂縫分布及破壞形態(tài)

試件加載過程中鋼管柱及節(jié)點核心區(qū)未破壞，混凝土梁呈現(xiàn)梁鉸破壞和搭接段錨固失效破壞2種形態(tài)，試件的破壞形態(tài)及裂縫分布如圖5所示。

圖5 試件破壞形態(tài)及裂縫分布Fig.5 Failure Modes and Crack Distribution of Specimens

節(jié)點試件裂縫主要分布在混凝土梁上，裂縫類型主要為彎曲裂縫和彎剪斜裂縫。試件加載時，混凝土梁在上、下表面剛度突變區(qū)出現(xiàn)彎曲裂縫，裂縫基本貫穿截面。隨梁端位移增大，梁端裂縫分別從頂部和底部邊緣向梁中部發(fā)展并延伸貫通。當(dāng)試件進(jìn)入屈服階段，大梁縱筋出現(xiàn)滑移導(dǎo)致混凝土受拉開裂，搭接段內(nèi)出現(xiàn)彎剪斜裂縫，大梁發(fā)生錨固破壞；小梁縱筋錨固強(qiáng)度足夠，其裂縫形式多為彎曲裂縫，小梁最終在剛度突變處發(fā)生梁鉸破壞。

2.3 梁端滯回曲線

試件在低周往復(fù)荷載作用下的梁端荷載-位移滯回曲線如圖6所示。

圖6 梁端荷載-位移滯回曲線Fig.6 Load-displacement Hysteretic Curves

由圖6可看出：

(1)加載初期，梁端荷載較小，混凝土梁尚未開裂，處于彈性工作狀態(tài)，荷載-位移滯回曲線呈線性關(guān)系，加載與卸載路徑基本重合，滯回環(huán)面積較小，耗能能力較弱。隨梁端荷載的增加，節(jié)點滯回曲線逐漸飽滿，由于混凝土裂縫開展與縱筋滑移導(dǎo)致滯回曲線呈現(xiàn)一定的“捏縮”現(xiàn)象。節(jié)點小梁滯回曲線呈弓形，耗能能力較強(qiáng)，而大梁的滯回曲線呈反“S”形，存在一定的捏縮效應(yīng)，節(jié)點具有較好的滯回性能。

(2)隨梁端荷載的增大，達(dá)到峰值荷載前，節(jié)點梁強(qiáng)度退化不明顯，剛度退化較明顯，即節(jié)點在發(fā)生變形的情況下仍能保持穩(wěn)定的承載力，具有較好的抗震性能。受縱筋滑移影響，大梁承載力達(dá)到峰值后迅速降低，表現(xiàn)出脆性破壞的特征，延性及耗能能力較差，在工程中可通過增加搭接長度予以避免。

2.4 梁端骨架曲線

試件在低周反復(fù)荷載作用下的骨架曲線如圖7所示。通過綜合分析荷載-位移骨架曲線和鋼材應(yīng)變發(fā)展規(guī)律，鋼管混凝土柱-混凝土梁搭接式節(jié)點的加載過程可分為4個階段：

圖7 梁端荷載-位移骨架曲線Fig.7 Load-displacement Skeleton Curves of Beam End

(1)彈性工作階段。該階段內(nèi)試件大、小梁的荷載-位移曲線基本呈線性關(guān)系，梁端無裂縫出現(xiàn)。

(2)裂縫發(fā)展階段。大、小梁初始裂縫均出現(xiàn)在梁剛度突變區(qū)，隨梁端荷載增大，梁端裂縫不斷發(fā)展貫通。節(jié)點核心區(qū)未出現(xiàn)較大剪切變形，該階段內(nèi)鋼筋、型鋼牛腿和鋼管柱均未屈服。

(3)屈服階段。該階段內(nèi)混凝土梁內(nèi)搭接處縱筋受拉屈服，混凝土壓碎剝落，塑性鉸逐漸形成，而鋼管和型鋼牛腿始終未屈服。

(4)破壞階段。節(jié)點核心區(qū)未發(fā)生較大剪切變形，小梁端荷載達(dá)到峰值后，塑性鉸充分發(fā)展，承載力平緩下降，具有較好的延性和耗能能力；大梁因錨固失效出現(xiàn)脆性破壞，達(dá)到峰值荷載后即失去承載能力，延性和耗能能力未得到充分發(fā)揮。

屈服荷載Py采用圖解法[15]求得，極限荷載Pm取荷載-位移曲線最高點對應(yīng)的荷載值。試件的屈服荷載Py、極限荷載Pm和破壞荷載Pu數(shù)值如表3所示。由表3可知：由于組合梁截面及材料分布的不對稱性，節(jié)點試件的負(fù)向承載力高于正向承載力；小梁極限荷載Pmax在2個加載方向均高于大梁，原因在于試驗過程中大梁發(fā)生錨固破壞，破壞時尚未達(dá)到其極限承載能力。

表3 試件承載力Tab.3 Bearing Capacity of Specimen

2.5 延 性

由于試驗中節(jié)點因搭接段混凝土梁出現(xiàn)塑性鉸破壞，因此采用梁端位移延性系數(shù)μ衡量節(jié)點的變形能力[16]。位移延性系數(shù)的計算公式為

(3)

式中：Δy為試件的屈服位移；Δu為試件的極限位移。

位移延性系數(shù)值越大，能夠耗散地震能量和承受非彈性變形的能力越強(qiáng)。試件梁端的屈服位移Δy、峰值位移Δmax、極限位移Δu及延性系數(shù)μ見表4。由表4可知：節(jié)點試件的位移延性系數(shù)大于2.0，高于鋼筋混凝土結(jié)構(gòu)對位移延性系數(shù)的要求[17]，說明新型搭接式節(jié)點延性較好。同時，搭接處縱筋錨固失效降低了節(jié)點的延性，若錨固強(qiáng)度能夠得到保證，節(jié)點延性性能可進(jìn)一步提升。

表4 節(jié)點的位移延性系數(shù)Tab.4 Displacement Ductility Coefficient of Connection

2.6 耗能能力分析

圖8為試件等效黏滯阻尼系數(shù)he隨梁端加載級數(shù)之間的關(guān)系。

圖8 等效黏滯阻尼系數(shù)與加載級數(shù)的關(guān)系曲線Fig.8 Relation Curves of Equivalent Viscous Damping Coefficient and Load Grade

從圖8可以看出：

(1)試件屈服前，塑性鉸未完全形成，耗能能力較弱，等效黏滯阻尼系數(shù)he數(shù)值較小，試件屈服后，小梁梁端塑性鉸逐漸形成，耗能能力逐步增強(qiáng)，等效黏滯阻尼系數(shù)he不斷增大。大梁由于發(fā)生錨固破壞，塑性鉸未能充分發(fā)展，耗能能力較差。

(2)節(jié)點達(dá)到極限狀態(tài)時的等效黏滯阻尼系數(shù)he=0.169，而普通混凝土結(jié)構(gòu)的等效黏滯阻尼系數(shù)he約為0.1[18]?？梢娦滦痛罱邮焦?jié)點的耗能能力優(yōu)于普通混凝土結(jié)構(gòu)，滿足抗震設(shè)計的要求。

2.7 鋼筋應(yīng)變分析

試驗采集了各測點的應(yīng)變，得到了各測點應(yīng)變-時間關(guān)系曲線。為研究節(jié)點搭接段的內(nèi)力傳遞機(jī)理，分析梁內(nèi)縱筋與翼緣板應(yīng)變分布規(guī)律，選取小梁縱筋測點與小梁牛腿翼緣測點進(jìn)行分析。圖9為試件加載過程中的應(yīng)變曲線。

圖9 關(guān)鍵點應(yīng)變分布Fig.9 Strain Distribution of Key Points

從圖9可以看出：

(1)混凝土梁縱筋各測點中牛腿翼緣板端部測點應(yīng)變最大，同時牛腿翼緣板端部測點應(yīng)變高于根部測點應(yīng)變，即同一單元各測點中搭接段應(yīng)變最大，說明梁端荷載能夠有效從混凝土梁段傳遞至搭接段牛腿，進(jìn)而傳遞至節(jié)點核心區(qū)。

(2)對各測點應(yīng)變數(shù)值分析可知，混凝土梁各測點中僅搭接段XZ11測點達(dá)到鋼筋屈服應(yīng)變，而牛腿翼緣板各測點均未達(dá)到屈服應(yīng)變，說明梁端荷載由牛腿端部混凝土梁截面承擔(dān)，應(yīng)變數(shù)據(jù)與試驗中小梁在搭接段端部發(fā)生梁鉸破壞現(xiàn)象吻合。

3 ABAQUS有限元分析

3.1 模型建立

有限元模型的試件尺寸、構(gòu)造方式、邊界條件設(shè)置與荷載施加制度與試驗一致，各材料選用ABAQUS軟件中提供的單元進(jìn)行模擬，混凝土使用C3D8R單元進(jìn)行模擬，鋼管、鋼牛腿使用S4R單元進(jìn)行模擬，鋼筋采用T3D2單元模擬。鋼筋、鋼板與混凝土之間的采用Embeded約束?？紤]鋼管與節(jié)點核心區(qū)混凝土的黏結(jié)滑移效應(yīng)，核心混凝土與鋼管之間切向作用通過庫侖摩擦模型進(jìn)行模擬，摩擦因數(shù)按照文獻(xiàn)[19]建議取值0.25，法向作用通過“硬接觸”進(jìn)行模擬?；炷敛捎盟苄該p傷模型，鋼材采用雙折線強(qiáng)化材料本構(gòu)模型，具體參數(shù)取材性試驗實測值。有限元模型及網(wǎng)格劃分如圖10所示。

圖10 有限元模型及網(wǎng)格劃分Fig.10 Finite Element Model and Mesh Generation

3.2 滯回曲線與骨架曲線分析

有限元分析所得到節(jié)點層間剪力-剪切角滯回曲線和骨架曲線與試驗曲線對比如圖11所示。

圖11 模擬結(jié)果與試驗結(jié)果對比Fig.11 Contrast of Experimental and Simulation Results

由圖11可知，有限元模擬結(jié)果與試驗結(jié)果吻合良好。在彈性加載階段，兩者差異較小，試件進(jìn)入屈服階段后，由于有限元模擬未考慮混凝土與鋼筋的黏結(jié)滑移作用，數(shù)值模擬結(jié)果與試驗結(jié)果偏差逐漸增大。

3.3 層間剪力對比

表5為有限元模擬層間剪力與試驗層間剪力峰值的對比。由表5可知，有限元模擬結(jié)果與試驗結(jié)果吻合良好，相對誤差均在3%左右。該模型能夠準(zhǔn)確地反映構(gòu)件的受力情況。

表5 層間剪力對比Tab.5 Contrast of Story Sheer Force

4 結(jié) 語

(1)鋼管混凝土柱-混凝土梁搭接式節(jié)點的破壞模式為梁端出現(xiàn)塑性鉸破壞，節(jié)點核心區(qū)基本處于彈性工作階段，符合“強(qiáng)節(jié)點、弱構(gòu)件”的抗震設(shè)計要求。

(2)鋼管混凝土柱-混凝土梁搭接式節(jié)點的滯回曲線較為飽滿，試件承載力較高，在加載過程中剛度退化現(xiàn)象明顯，強(qiáng)度退化較小，具有較好的延性及耗能能力。

(3)梁柱搭接處縱筋的有效錨固是防止發(fā)生脆性破壞，充分發(fā)揮試件承載力、延性及耗能能力的重要保證，應(yīng)保證搭接處縱筋在彎剪復(fù)合作用下錨固的可靠性，避免構(gòu)件因錨固失效出現(xiàn)脆性破壞。

(4)本文數(shù)值分析結(jié)果與試驗結(jié)果吻合良好，該成果可為節(jié)點的優(yōu)化設(shè)計提供分析基礎(chǔ)。