复杂形状SRC中间层端节点抗震性能试验研究

唐锦蜀, 叶祖军, 赵仕兴, 张 堃, 邱 翔, 韩文涛

(1.四川省建筑设计研究院,四川 成都 610015; 2.安徽省建筑设计研究院有限责任公司,安徽 合肥 230002； 3.广东省建筑设计研究院,广东 广州510010)

复杂形状SRC中间层端节点抗震性能试验研究

唐锦蜀1, 叶祖军2, 赵仕兴1, 张 堃1, 邱 翔1, 韩文涛3

(1.四川省建筑设计研究院,四川 成都 610015; 2.安徽省建筑设计研究院有限责任公司,安徽 合肥 230002； 3.广东省建筑设计研究院,广东 广州510010)

文章进行了4个原型缩尺比例为348∶100的梁中作用轴拉力的空间型钢混凝土(steel reinforced concrete,SRC)中间层端节点组合体的低周反复加载试验,其中2个试件为矩形柱节点,2个为圆形柱节点;获得了4个空间体节点组合试件在径向及环向梁内作用轴向拉力情况下的荷载(P)-位移(Δ)滞回曲线,分析了各试件的位移延性及变形能力、耗能性能、刚度退化和承载能力退化等。结果表明:径向梁在轴向拉力及反复弯矩作用下梁柱节点组合体的破坏形式都是径向梁端的纵筋与型钢先屈服,在随后反复不断加大变形的过程中,径向梁端焊接在节点连接板上的个别钢筋以及钢筋连接板发生焊缝断裂,导致梁端发生破坏;而直至梁端完全破坏,节点区基本完好或仅出现少量细小的裂缝和局部混凝土保护层脱落,节点区域表现出了良好的抗震性能。因此,只要径向梁、各环向梁中的轴拉力(或相对轴向拉力)保持在一定水平之内,对节点区的抗震性能没有明显的不利影响。

复杂形状;中间层端节点;抗震性能;有限元分析

0 引 言

成都某一超高层建筑由于建筑造型需要,在第17层的端节点部位不仅上、下层柱要变截面,而且在节点处的上柱与下柱之间形成约3°外凸夹角,导致与节点相交的环梁与径向梁中不仅有弯矩和剪力作用,还有轴向拉力作用,形成的型钢混凝土节点几何形式及受力复杂,还要满足抗震要求。目前对于空间节点中梁内作用拉力时节点区的受力性能,相关的研究成果很少,而且目前我国型钢混凝土的规范和规程[1-2]中也没有相应的设计规定。本文对该型钢混凝土(steel reinforced concrete,SRC)节点,即SRC梁、斜柱空间节点进行抗震性能试验,检验该工程条件下SRC梁、斜柱节点的抗震性能,提出满足该工程条件下便于施工的SRC节点构造措施建议[3-4]。试验节点在结构中的位置如图1所示。

图1 试验节点在结构中的位置

1 试验概况

1.1 试验缩尺比例确定

根据结构实验室的试验条件(最大加载轴力2 500 kN)、试验目的及要求,同时考虑市场材料(主要为缩尺试件中用到的钢筋与型钢)的供应条件,将原型柱子的长、宽各缩小,即缩尺比例定为348∶100,并由此确定试件缩尺,共制作4个SRC梁-斜柱节点空间组合体试件。其中,端节点柱的截面为矩形,尺寸为1 200 mm×1 200 mm(缩尺后为350 mm×350 mm),编号分别为DJD-1、DJD-2,角节点柱的截面为圆形,直径为1 400 mm(缩尺后为400 mm),编号分别为JJD-1、JJD-2。

缩尺比例的计算情况见表1所列[5]。表1中,Ac为下柱混凝土截面部分面积；Aa为下柱型钢截面部分面积；N0为上柱轴力设计值；n为设计轴压比；nt为试验轴压比；μ为n/nt比值；F为原型截面力；F1为缩尺后截面力；β为F/F1比值。具体计算公式如下：

n=N0/(fcAc+faAa),

nt=Nt/(fctAc+fatAa),

fc=19.1 N/mm2,fa=295 N/mm2,

fct=30.4 N/mm2,fat=380 N/mm2,

F=fctAc+fatAa,F1=2.5×106/nt。

其中，Nt为上柱轴力试验值；γG为永久荷载分项系数；γQ为可变荷载分项系数；NGk为永久荷载作用下轴力标准值；NQk为可变荷载作用下轴力标准值。

表1 缩尺比例计算情况

1.2 试验设计参数

经相似比换算,各试件混凝土强度及型钢几何尺寸(单位为mm)等参数如下:

(1) 端节点。① 混凝土强度,DJD-1、DJD-2分别为35.69、26.57 MPa;② DJD-1的径向梁及环向梁型钢均为H100×50×6×8(H代表“H型钢”),DJD-2的径向梁型钢为H150×50×6×8,DJD-2的环向梁型钢为H100×50×6×8;③ DJD-1及DJD-2的下柱型钢为2H250×125×6×9,下柱外偏角θ下=2.2°,上柱型钢均为2H250×100×6×9,上柱内偏角θ上=1.3°。

(2) 角节点。① JJD-1、JJD-2混凝土强度分别为25.11、21.11 MPa;② JJD-1及JJD-2的径向梁型钢均为H150×60×8×10,环向梁型钢均为H100×50×6×8;③ JJD-1及JJD-2的下柱型钢均为2H250×125×6×9,下柱外偏角θ下=1.9°,上柱型钢均为2H250×100×6×9,上柱内偏角θ上=0.9°。

各试件的外观尺寸如图2、图3所示。

试件梁、柱节点的配筋及型钢配置如图4～图7所示。其中,1号栓钉直径为6 mm,长度25 mm,沿梁长间距60 mm布置;2号栓钉直径为5 mm,长度20 mm,沿梁长间距90 mm布置。

图4为2个端节点(DJD-1、DJD-2)的径向梁及环向梁截面配筋、梁内型钢及栓钉布置等,括号内的数字为DJD-2径向梁参数。

图2 DJD-1、DJD-2试件外观尺寸

图3 JJD-1、JJD-2试件外观尺寸

图4 端节点梁配筋、梁内型钢及栓钉布置

图5为2个角节点(JJD-1、JJD-2)的径向梁截面配筋、梁内型钢及栓钉布置等,括号内的数字为JJD-2径向梁参数;角节点环向梁的截面配筋、梁内型钢及栓钉布置同端节点。

图5 角节点梁配筋、梁内型钢及栓钉布置

图6为2个端节点(DJD-1、DJD-2)的柱配筋、型钢及栓钉位置等,括号内为下柱配筋参数。图6b中a、b为柱型钢定位尺寸,上柱a=50.0 mm,b=75.0 mm;下柱a=b=62.5 mm。

图6 端节点柱配筋、型钢及栓钉位置

图7为2个角节点(JJD-1、JJD-2)的柱配筋、型钢及栓钉位置图等,括号内为下柱配筋参数。图7b中a、b为柱型钢定位尺寸,上柱a=50.0 mm,b=75.0 mm;下柱a=b=62.5 mm。

图7 角节点柱配筋、型钢及栓钉位置图

各试件钢筋及型钢材料力学性能见表2所列,各试件柱轴压比和梁轴拉比见表3所列。

表3中,uc为上柱试验轴压比；utj为径向梁试验轴拉比；utl为左侧环梁试验轴拉比;utr为右侧环梁试验轴拉比。

表2 试件钢筋及型钢材料力学性能

注：钢筋型号均为HRB400,型钢型号均为Q345。

表3 各试件柱轴压比和梁轴拉比

计算公式如下:

其中,Nc、Ntj、Ntl、Ntr分别为上柱轴压力,径向梁、左侧环梁以及右侧环梁中的轴拉力;bchc、bbjhbj、bbhhbh分别为柱、径向梁以及环梁的截面面积;fsy、Acs、Ajs、Ahs分别为型钢的屈服强度,柱中、径向梁中以及环梁中的型钢截面积;fc为混凝土的轴心抗压强度,fc=0.76fcu;ft为混凝土的轴心抗拉强度,ft=0.395fcu0.55。

1.3 试验加载制度

试验加载装置及其俯视图分别如图8、图9所示。

图8 试验装置

图9 试验装置俯视图

首先根据相似关系计算试验柱的轴压力,将柱中的压力分级施加至预定的轴压比,然后对径向梁、环梁施加轴拉力,分级施加至预定的拉力值,再利用设置在径向梁端的竖向作动器施加低周反复力[6-7]。试验中径向梁端竖向低周反复加载参照美国ACI T1.1-01试验加载制度[8],采用全位移控制加载,按径向梁端位移角Δ/lj为1/1 200、1/800、1/600、1/400、1/200、1/150、1/100、1/75、1/55、1/40、1/30、1/20、1/15、1/10循环依次进行加载(Δ为径向梁端位移,lj为径向梁长度),每个位移下循环2次,直至承载力下降至峰值承载力的85%时认为试件失效。

2 试验结果分析

2.1 滞回曲线

各组合体试件的滞回曲线如图10所示,各试件滞回曲线的骨架线对比如图11所示。各节点试件破坏时径向梁纵筋断裂屈曲情况及型钢焊缝破坏情况如图12、图13所示。

图10 各节点试件的滞回曲线

图11 各节点试件的骨架曲线对比

图12 端节点径向梁纵筋破坏情况

图13 角节点径向梁纵筋及型钢焊缝破坏情况

(1) 加载阶段,随着加载位移不断加大,梁端上下逐渐开裂,刚度急剧下降,各试件的滞回曲线在加载阶段均表现出不同程度的捏缩,其中以2个端节点试件(DJD-1、DJD-2)的滞回曲线捏缩现象更为明显。

(2) 所有试件的滞回曲线都较为饱满,极限位移较大,呈现出较好的变形及耗能能力。

(3) 通过各试件骨架线对比,端节点试件中,在配筋相同而DJD-2试件梁型钢经过改造的情况下,DJD-2试件的承载能力明显高于DJD-1试件,说明改造后的梁型钢充分地发挥抗弯作用,提高了径向梁的抗弯承载能力;角节点试件中,由于JJD-2试件梁筋配置更强,JJD-2的承载能力比JJD-1高。

(4) 从端节点试件(DJD-1、DJD-2)的滞回曲线及骨架线走势可以明显看出,在加载到一定阶段时,各试件的滞回曲线及骨架曲线均出现突然下降较大幅值随后基本保持在一个幅值不变的现象,试验结束后,将梁端破坏区表层混凝土剥掉,可发现梁纵筋在钢筋连接板焊接处钢筋的焊接热影响区范围处发生断裂或侧向屈曲,突然发生梁端抗弯承载力降低。在随后的加载过程中,梁端未断裂的纵筋、核心区混凝土及型钢部分则继续发挥作用,提供剩余几乎持续不降的承载力幅值。

(5) 4个组合体试件在梁端发生破坏时,节点区几乎未发生明显的损伤:DJD-1、DJD-2的节点区未见可见的裂缝;JJD-1的节点区仅在梁端达到最大承载力时，在靠近梁端两侧的节点部位出现非常细小的裂缝;JJD-2试件由于节点的作用剪力比其他试件明显偏大,除试件加载到峰值时梁端两侧的节点区出现细小的裂缝外,在加载后期,由于梁型钢与柱型钢的焊缝断裂,梁型钢拉脱时将其相连节点下方的混凝土保护层拉掉,但节点核心区未见可见裂缝。

2.2 延性及变形能力对比

本文采用位移延性系数μ(μ=Δu/Δy)来衡量延性性能好坏。其中屈服位移Δy是根据试验实际加载过程中观测到的梁筋应变达到屈服应变的数据来判断的。径向梁端上下部纵筋应变数据首次达到其屈服应变时,即可认为试件达到屈服,查找此时加载所对应的的位移即为对应的试件屈服位移Δy。而极限位移Δu则取骨架线上承载力下降至峰值点的85%对应的位移为极限位移Δu。各试件的延性系数计算情况见表4所列。

从表4可以看出,此次试验的4个试件延性系数整体都不高,且位移延性系数相差较大,究其原因主要是:① 4个试件在低周反复加载过程中,梁筋的焊接部位热影响区在拉、压反复作用下均发生断裂,梁筋断裂的数量不同以及断裂的先后不同,导致承载力下降的程度及下降的时期存在明显差异;② 个别试件(JJD-2)由于梁筋加强较多,导致梁筋连接板的焊缝以及梁型钢与柱型钢连接焊缝断裂,梁端承载力突然下降,使得所得到的极限位移不大。而从试件达到失效时的极限位移角看,试件的变形能力均已大于1/50,即按照一般结构变形按层间位移角考虑,梁端的变形已经能够满足整体结构非线性变形时对构件的变形需求。

表4 各试件位移延性计算情况

2.3 各试件耗能能力

本文采用等效黏滞阻尼系数heq来衡量试件的耗能能力。各试件heq对比如图14所示。从图14可以看出,梁端位移角较小时,各试件heq变化不大;但当达到一定梁端位移角(约1/150)后,各试件heq随着加载位移角的增加而不断增大,这表明各节点试件的第1循环滞回圈越来越饱满,试件的后期耗能能力较高。

图14 各试件等效黏滞阻尼系数对比

2.4 各试件刚度退化关系

为探明各试件在加载过程中刚度退化特性,本文采用同一加载位移角下第1循环所对应的环线刚度来表达试件在低周反复荷载作用下的刚度退化特性。各试件在各梁端位移角下的刚度退化如图15所示。从图15可以看出,由于各试件梁的截面尺寸及内部型钢截面积有一定差异,初始时角节点试件的环线刚度明显比端节点试件的大,而角节点中JJD-1试件的环线刚度明显比JJD-2试件的大,端节点中DJD-2试件的环线刚度明显比DJD-1试件的大,4个试件差别较明显;加载后期,试件JJD-1的刚度退化略快于其他试件,随后和JJD-2试件的刚度保持十分相近。在型钢配置和纵筋配筋率不同的情况下,各试件的刚度退化规律基本保持一致,没有明显的不同,均呈现出在位移加载初期,随着梁端的开裂,刚度急剧下降,到加载的中、后期刚度降至较低水平。

图15 各试件刚度退化对比

2.5 各试件的承载力退化关系

在梁端位移幅值不变(即加载梁端位移角不变)的情况下,梁端的承载力将随着反复加载次数的增加而降低。试件的这种竖向承载力退化特征可以用承载力退化系数λi来表达,各试件在不同加载阶段下的承载力退化系数见表5所列。λi的计算公式为：

表5 各试件承载力退化系数

由表5可知,由于加载过程中4个试件的梁筋在焊接热影响区均先后发生了不同数量的断裂,导致试件破坏时具有的延性差异较大,所有试件在破坏以前的水平承载力均有所降低。

2.6 有限元模拟对比分析

采用有限元软件ABAQUS对该类复杂形状SRC中间层端节点的力学性能进行模拟分析[3]。试验与模拟的各试件骨架曲线对比如图16所示。

模拟的荷载-位移骨架曲线在位移加载前期基本与试验曲线保持一致,表明本文建立的ABAQUS端节点模型较好地模拟了试验端节点试件位移加载前期的刚度特征。但是在该承载力曲线模拟过程中,由于无法模拟钢筋脆断及型钢焊缝撕裂(两者是引起试验荷载-位移骨架曲线下降的主要因素,试验后已探明)等影响承载能力骨架曲线的因素,在试验骨架曲线峰值承载力对应的加载位移之后,模拟曲线与试验曲线差别较大,模拟曲线未得到相应的下降段,而是继续保持上行的趋势,不再下降,模拟效果不理想,因此仅取模拟曲线前半部分与试验骨架曲线进行对比。

图16 各节点试件试验与模拟的P-Δ曲线对比

3 结 论

本文共进行了4个原型缩尺比例为348∶100的异形SRC中间层梁柱端节点空间组合体的低周反复加载试验,得到以下结论:

(1) 4个空间节点组合体试件在径向梁、环向梁的拉力水平下,对节点区的受力没有产生明显不利的影响,各试件节点区均未出现因径向梁传入节点区的剪力而引发的可见损伤;即使将JJD-1、JJD-2试件中的节点剪力作用增大,也仅在梁柱交界处的梁端两侧出现很细小的裂缝;节点侧面及背面均无明显可见裂缝,节点核心区完好。上述结果表明按照现有的梁柱型钢配置方式及纵筋配筋设计,在环向梁、径向梁的轴拉力及径向梁的弯剪共同作用下节点区不会发生过大损伤。

(2) 由4个节点试件的试验结果可知,梁端是组合体的主要非线性变形区域,由于轴拉力的存在,加剧了梁筋在梁端连接板附近的损伤,导致焊接热影响区部位的梁筋发生不同数量的断裂,但各试件达到极限状态时的位移角均大于1/50。

(3) 本次试验梁筋在梁端连接板附近的焊接热影响区发生了断裂,个别试件(JJD-2)径向梁的型钢与柱型钢之间的焊缝以及梁筋的连接板焊缝在加载后期的大变形阶段(最后位移角达到1/20)也发生了断裂,导致试件发生破坏。建议对有轴拉力与弯矩作用的节点连接区,加强梁与柱型钢之间、钢筋连接板与柱型钢之间以及梁筋与连接板之间的焊接质量,以使结构在大震作用下能够达到预计的性能目标。

[1] 中国建筑科学研究院.组合结构设计规范:JGJ 138—2016[S].北京:中国建筑工业出版社,2016:69-79.

[2] 中冶集团建筑研究总院.钢骨混凝土结构技术规程:YB 9082—2006[S].北京:冶金工业出版社,2007:126-131.

[3] 若林实,南宏一,西村泰志.十字形骨组て构成される铁骨筋コンタリ—ト柱はり接合部のせん断破坏にする実驗の研究(その 1、その 2、その 3)[Z].京都大学防灾研究所年报:第 21、22号,1981.

[4] 赵鸿铁,姜维山,周小真,等.劲性配筋混凝土梁柱节点[J].西安冶金建筑学院学报,1988,20(2):31-40.

[5] 赵仕兴,曾广吉,朱洪正,等.配置强格构式型钢混凝土柱的抗震性能试验研究[J].建筑结构,2013,43(12)：62-66.

[6] 叶祖军.复杂形状SRC中间层端节点抗震性能试验研究 [D].重庆:重庆大学,2014.

[7] 朱爱萍.高剪压比高轴压比框架矩形及圆形柱中间层中节点抗震性能试验研究[D].重庆：重庆大学，2005.

[8] ACI Innovation Task Group 1 and Collaborators.Acceptance criteria for moment frames based on structural testing:ACI T1.1-01[S].[S.l.]:American Concrete Institute,2001:4-5.

(责任编辑 张淑艳)

Experimental research on seismic performance of complex-shape SRC exterior joint

TANG Jinshu1, YE Zujun2, ZHAO Shixing1, ZHANG Kun1, QIU Xiang1, HAN Wentao3

(1.Sichuan Provincial Architectural Design and Research Institute, Chengdu 610015, China; 2.Anhui Provincial Architectural Design and Research Institute Co., Ltd., Hefei 230002, China; 3.Architectural Design and Research Institute of Guangdong Province, Guangzhou 510010, China)

This paper conducted the experiments of four complex-shape steel reinforced concrete(SRC) exterior joint spatial combinations with axial tension in beams at the prototype reduced scale ratio of 348∶100 subjected to horizontal low cyclic loading, including two square column specimens and two circular column specimens. The load(P)-displacement(Δ)hysteresiscurvesoffourbeam-columnspatialcombinationspecimenswithaxialtensionintheradialbeamsandthecircumferentialbeamswereobtained.Thedisplacementductilityanddeformability,theenergydissipationability,thestiffnessdegradation,andthestrengthdegradationofthespecimenswerealsoanalyzed.Theresultsshowthatduetotheactionofaxialtensionandrepeatedbendingmomentintheradialbeams,thefailureofthiskindofbeam-columnjointcombinationischaracterizedbythatthelongitudinalreinforcementandsteelattheendoftheradialbeamyieldatfirst,andinthefollowinglowcyclicdeformationincreasingprocess,becauseoftheweldfractureofindividualreinforcementanditsconnectingplatewhichwasweldingonthejointconnectingplateattheendoftheradialbeam,thebeamendgetsdestroyedfirstlywhilethejointregionkeepsintactorbasicallyintactoronlyafewsmallcracksappearandpartialconcretecoverpeelsoffuntilthecompletedestructionofthebeamend.Thejointregionshowsagoodseismicperformance.Itisshownthatiftheaxialtensionortherelativeaxialtensionintheradialbeamsandthecircumferentialbeamskeepsatacertainlevel,ithasnoobviousadverseeffectontheseismicperformanceofthejointregion.

complex shape; exterior joint; seismic performance; finite element analysis

2016-02-26；

2016-12-23

国家自然科学基金资助项目(51378519)

唐锦蜀(1970-),女,四川成都人,四川省建筑设计研究院高级工程师.

10.3969/j.issn.1003-5060.2017.05.019

TU378.2

A

1003-5060(2017)05-0665-08