部分包覆鋼-混凝土組合梁柱節(jié)點抗震性能試驗研究*

劉宏欣, 賈水鐘, 李 杰, 李亞明, 張儀放, 蔡艷清, 潘法超

(1 上海建筑設(shè)計研究院有限公司，上海 200041；2 上海建筑空間結(jié)構(gòu)工程技術(shù)研究中心，上海 200041；3 上海杉達(dá)學(xué)院，上海 201206)

0 引言

裝配式鋼筋混凝土結(jié)構(gòu)因在施工效率、資源節(jié)約和質(zhì)量方面具有較大優(yōu)勢而得到了廣泛應(yīng)用。然而,目前的裝配鋼筋混凝土結(jié)構(gòu)仍面臨多個問題,例如節(jié)點核心區(qū)的鋼筋綁扎困難、混凝土振實困難、套管灌漿不緊密以及現(xiàn)場濕作業(yè)工作量大等,亟需得到解決。部分包覆鋼-混凝土組合構(gòu)件 (簡稱PEC構(gòu)件)是通過在型鋼翼緣配置剪力連接件和澆筑混凝土而形成的新型組合構(gòu)件[1],鋼材利用率高,自重小且裝配式程度高[2-3],可以提高主鋼件的抗火與抗腐蝕能力[4-5],近年來受到國內(nèi)外的廣泛關(guān)注[6]。

梁柱節(jié)點作為PEC結(jié)構(gòu)體系的關(guān)鍵組成部分,其力學(xué)性能直接影響著結(jié)構(gòu)整體的安全性和可靠性[7-8]。趙必大等[9]發(fā)現(xiàn)PEC梁可以很好地約束混凝土的變形,降低試件的開裂程度,提高PEC梁的延性。何雅雯[10]進(jìn)行了大寬厚比PEC構(gòu)件的雙向壓彎滯回試驗,試驗結(jié)果表明各試件均能表現(xiàn)出很好的承載能力、延性和耗能能力,在一定范圍內(nèi),隨著軸壓比的增大,承載能力、延性系數(shù)和耗能系數(shù)均增加。趙根田等[11-12]進(jìn)行了3個PEC柱-鋼梁梁柱節(jié)點(軸壓比不同)及1個純鋼梁梁柱節(jié)點試件的抗震試驗,試驗結(jié)果表明,軸壓比在0.25～035之間時,試件承載力隨軸壓比線性增加,延性性能輕微降低。

目前相關(guān)研究大多集中在PEC梁[13-14]、PEC柱等構(gòu)件層面,對PEC節(jié)點的研究大多為PEC柱-鋼梁節(jié)點,對PEC梁柱節(jié)點的相關(guān)研究較少,且一般截面尺寸較小。為此,本文針對大截面PEC梁柱節(jié)點開展低周往復(fù)加載試驗,考察PEC梁柱強軸與弱軸連接節(jié)點的受力性能與破壞模式,并對其滯回曲線、骨架曲線、延性性能、強度退化、剛度退化及耗能能力等進(jìn)行分析,探究PEC梁柱節(jié)點的抗震性能。

1 試驗概況

1.1 試件制作

試驗依托上海世博文化公園雙子山片區(qū)景觀項目開展。目前該項目是PEC結(jié)構(gòu)在國內(nèi)應(yīng)用規(guī)模最大的建筑,所采用的構(gòu)件均為大截面PEC構(gòu)件。參考《部分包覆鋼-混凝土組合結(jié)構(gòu)技術(shù)規(guī)程》(T/CECS 719—2020)[15],采用1∶2縮尺比例設(shè)計了2個大截面PEC梁柱節(jié)點構(gòu)件,試件編號為J-1和J-2?；炷翉姸鹊燃壘鶠镃40,鋼筋為HRB400,梁、柱主鋼件鋼材均為Q355B,柱中C形連桿選用6@100,柱端板厚度為40mm,縱筋612,梁中C形連桿選用8@100/200,梁端板厚度20mm,水平分布筋單側(cè)36。節(jié)點處橫向加勁肋厚度14mm,縱向加勁肋厚度10mm。試件詳細(xì)構(gòu)造見圖1、2,基本設(shè)計參數(shù)見表1。

表1 試件基本設(shè)計參數(shù)

圖1 試件J-1構(gòu)造示意圖

圖2 試件J-2構(gòu)造示意圖

1.2 材性試驗

在同等養(yǎng)護(hù)條件下所得混凝土立方體抗壓強度為36.8MPa。依據(jù)《金屬材料 室溫拉伸試驗方法》(GB/T 228—2002)[16],測得不同厚度t的鋼材材料的屈服強度fy、極限強度fu、彈性模量E如表2所示。

表2 鋼材材料性能

1.3 加載裝置及測量內(nèi)容

試驗采用低周往復(fù)加載,首先利用豎直作動器,采用力控制的加載方式在柱頂施加特定的軸向壓力,之后再采用力-位移雙控制的加載制度,利用水平作動器在柱端施加水平力和位移。荷載控制階段分成5個級數(shù):0.2P、0.4P、0.6P、0.8P、P(P為計算屈服荷載),每級遞增且往復(fù)一次直至型鋼屈服;位移控制階段取屈服荷載對應(yīng)的試件水平位移Δ(屈服位移)為位移控制加載初始級數(shù),然后按照1Δ、2Δ、3Δ、4Δ、5Δ……的位移級數(shù)進(jìn)行加載,每級循環(huán)3次,直至試件完全破壞(承載力下降至極限荷載的85%)為止。試驗加載裝置示意圖及實際裝置圖如圖3所示。

圖3 加載裝置示意圖及實際裝置圖

采用數(shù)據(jù)采集儀對試驗數(shù)據(jù)進(jìn)行采集,以1s間隔連續(xù)采集試驗中所有數(shù)據(jù)采集點的信號并存儲在計算機中。試驗同步測量的內(nèi)容包括柱頂水平荷載與水平位移、梁跨中撓度、節(jié)點核心區(qū)主鋼件應(yīng)變、節(jié)點核心區(qū)和梁端混凝土應(yīng)變、節(jié)點核心區(qū)剪切角、梁柱塑性鉸區(qū)段相對轉(zhuǎn)角等。測點布置如圖4、5所示。

圖4 試件J-1位移計及應(yīng)變片布置圖

圖5 試件J-2位移計及應(yīng)變片布置圖

2 試驗現(xiàn)象

試件J-1的實際正向屈服荷載為98.36kN,正向屈服位移為30.44mm,正向峰值荷載為111.70kN。試件J-2的實際屈服荷載為95.64kN,屈服位移為34.68mm,峰值荷載為101.00kN。

2.1 試件J-1

試件J-1在加載至59kN(0.6Py,Py為試驗屈服荷載)后進(jìn)入帶裂縫工作狀態(tài),在梁的兩個表面首先出現(xiàn)豎向微裂縫與斜向微裂縫。加載至98.4kN(1.0Py)時,柱翼緣發(fā)生彎曲,并伴隨有響聲,梁端根部受壓側(cè)混凝土表層少量脫落,PEC梁上、下翼緣板達(dá)屈服應(yīng)變;加載至98.4kN(1.0Δ)時,梁最大裂縫寬度增至0.94mm,柱新增1條斜裂縫,最大裂縫寬度增至0.25mm;加載至111.7kN(2.0Δ)時,PEC梁上下翼緣應(yīng)變不斷增大,混凝土開裂明顯,核心區(qū)型鋼有輕微變形;負(fù)向加載至94.9kN(3.0Δ)時,試件承載力下降至權(quán)限荷載的85%以下,試驗停止。試件J-1節(jié)點最終破壞形態(tài)見圖6。

圖6 試件 J-1節(jié)點破壞形態(tài)

2.2 試件J-2

試件J-2在加載至38.3kN(0.4Py)后進(jìn)入帶裂縫工作狀態(tài),在梁的兩個表面首先出現(xiàn)豎向微裂縫與斜向微裂縫。加載至95.6kN(1.0Py)時,柱翼緣發(fā)生彎曲,PEC梁上翼緣板達(dá)屈服應(yīng)變;加載至101kN(1.0Δ)時,梁端焊縫處斷裂,荷載突然下降,試件破壞,停止試驗加載,此時混凝土最大裂縫寬度為0.26mm。試件J-2節(jié)點最終破壞形態(tài)如圖7所示。

圖7 試件J-2節(jié)點破壞形態(tài)

綜上,試件提前發(fā)生破壞,這是由于PEC柱牛腿太短,導(dǎo)致焊縫處所承受荷載與PEC梁根部荷載差別不大,但焊縫又處于薄弱位置,導(dǎo)致試件提前發(fā)生破壞。但值得注意的是,試件J-2在發(fā)生破壞時,PEC梁型鋼上翼緣已經(jīng)達(dá)到屈服應(yīng)變值,說明試件已經(jīng)發(fā)生屈服,只是耗能行為未能完整體現(xiàn)。

3 試驗結(jié)果與分析

3.1 滯回曲線

試件荷載-位移(P-Δ)滯回曲線如圖8所示。由圖可知,試件J-1和試件J-2的極限承載力差別不大,這是因為試件的最終破壞狀態(tài)均在梁端,強軸節(jié)點和弱軸節(jié)點的梁端截面形式一致,不同處在于由于試件J-2的梁端焊縫位置過于靠近柱端(柱牛腿過小),導(dǎo)致試件在焊縫處斷裂,試件的整體耗能較小,但此時梁端翼緣應(yīng)變已經(jīng)達(dá)到屈服應(yīng)變,對于承載力的計算影響不大。

圖8 試件滯回曲線

3.2 骨架曲線

試件的骨架曲線如圖9所示,試件的屈服點、峰值點、極限點等特征點的荷載、位移值如表3所示。試件的骨架曲線近似呈斜向S形,反映出試件節(jié)點從開始加載直至破壞期間經(jīng)歷了3個受力過程,即彈性階段、彈塑性階段、破壞階段。

表3 特征點荷載

圖9 試件骨架曲線

在加載初期,節(jié)點受到的破壞較小,承載能力與變形保持線性關(guān)系,其剛度基本保持不變,對應(yīng)為骨架曲線上的直線段;隨著加載的進(jìn)行,試件的損傷開始累積,節(jié)點附近的梁、柱型鋼翼緣逐漸屈服,此階段骨架曲線上升趨勢減緩,剛度逐漸降低;試件在加載至極限承載力后骨架曲線開始下降,逐漸達(dá)到累計損傷的最大值,試件逐漸出現(xiàn)混凝土剝離脫落現(xiàn)象,變形急劇增大而承載力下降,節(jié)點負(fù)剛度出現(xiàn)并進(jìn)入破壞狀態(tài)。

需要注意的是試件J-2在達(dá)到極限承載力后梁端焊縫處發(fā)生破壞,導(dǎo)致反向承載力喪失而停止試驗,此時承載力并未下降到極限荷載的85%以下,骨架曲線沒有表現(xiàn)出下降段的特征。

與試件J-2相比,試件J-1的屈服荷載和峰值荷載均較大,這是因為試件J-2柱牛腿與梁間的焊縫發(fā)生斷裂,而且發(fā)生破壞的位置靠外,導(dǎo)致最終的承載力略低于試件J-1。試件J-1的延性系數(shù)[17-18]為3.89,大于3,說明該PEC梁柱強軸連接節(jié)點具有很好的延性。試件J-2的延性系數(shù)較試件J-1小很多,僅有2.02,這是因為試件J-2的柱牛腿設(shè)計過短,導(dǎo)致焊縫位置距梁端太近,發(fā)生焊縫處破壞所致,并未展現(xiàn)出合理的耗能能力。

3.3 耗能能力

實際工程結(jié)構(gòu)中,等效黏滯阻尼系數(shù)和累計耗能越大,結(jié)構(gòu)的耗能性能越好。試件的等效黏滯阻尼系數(shù)如圖10所示,累計耗能見圖11。由圖10、11可見,試件J-1破壞時等效黏滯阻尼系數(shù)為0.31,試件J-2破壞時等效黏滯阻尼系數(shù)為0.28。在相同位移下,試件J-1的累計耗能可達(dá)試件J-2的2倍以上,環(huán)線剛度下降速率約為試件J-2的3/4。不論是等效黏滯阻尼系數(shù)還是累計耗能,試件J-1的值均大于試件J-2,說明試件J-1具有良好的耗能能力;試件J-2的性能表現(xiàn)不佳與其破壞模式有關(guān)。由于柱牛腿過短,導(dǎo)致焊縫處斷裂,試件J-2未能很好地表現(xiàn)出耗能能力。

圖10 黏滯阻尼系數(shù)

圖11 試件累計耗能

3.4 剛度退化

本文采用環(huán)線剛度K來衡量試件的剛度退化,計算式如下[19]:

計算時將正向和負(fù)向分開進(jìn)行計算,取試件正反向剛度的平均值作為綜合剛度,各試件不同加載位移下的環(huán)線剛度與綜合剛度如圖12所示。由圖12可知,弱軸連接節(jié)點剛度明顯高于強軸連接節(jié)點,各個試件總體上的剛度變化規(guī)律基本一致,在構(gòu)件受力的初始階段,各節(jié)點均處于彈性階段,裂縫出現(xiàn)后試件的剛度退化迅速;隨著反復(fù)循環(huán)荷載作用的施加,試件損傷不斷累積,此時構(gòu)件荷載的增長速度要比位移增長慢很多,所以剛度退化速度趨緩,曲線斜率緩慢降低;在加載的后期階段,試件剛度值也處于較低水平,表明試件損傷程度較高。

圖12 剛度退化

但值得注意的是,在破壞階段,試件J-2的剛度仍有4kN/mm左右,這是因為試件J-2在破壞時,PEC梁仍在彈塑性階段,并沒有達(dá)到極限狀態(tài),該破壞提前發(fā)生,所以導(dǎo)致試件J-2破壞時剩余剛度較大。

4 結(jié)論

(1)大截面PEC強軸連接節(jié)點的延性系數(shù)為3.89,試件在破壞時的等效黏滯阻尼系數(shù)為0.31,均大于弱軸連接節(jié)點,試件具有良好的抗震能力。

(2)強軸連接節(jié)點表現(xiàn)為梁端受彎破壞,達(dá)到極限承載力后仍能保持一定的延性和耗能能力。因此,節(jié)點核心區(qū)混凝土替換為加勁肋以解決節(jié)點核心區(qū)混凝土澆筑困難的問題是可行的。

(3)弱軸連接節(jié)點表現(xiàn)為柱牛腿與PEC梁翼緣板間焊縫斷裂,破壞時PEC梁仍處于彈塑性狀態(tài),具有較大的剩余剛度。因此,節(jié)點設(shè)計時PEC柱牛腿處仍需預(yù)留一定的長度,混凝土的填充并不能改善鋼梁焊接處初始缺陷。