钢梁与预制混凝土柱连接节点静力及抗震性能研究*

张书航 赵领志 金明昌 芦 燕 郭浩宇

(1.天津市房屋鉴定建筑设计院有限公司,天津 300074;2.天津大学建筑工程学院,天津 300350;3.中国地震局地震工程综合模拟与城乡抗震韧性重点实验室(天津大学),天津 300350)

0 引 言

钢筋混凝土柱-钢梁(RCS)组合结构充分利用和发挥了钢筋混凝土结构和钢结构各自的优点,与纯钢结构相比,钢筋混凝土柱的抗压性能好,刚度大,耐久性和耐火性好,节约钢材;与钢筋混凝土结构相比,钢梁的抗弯性能好,质量轻,施工方便简洁,可减小构件截面尺寸,增大有效使用空间,加快施工进度。

自20世纪80年代以来,国内外学者对RCS组合结构展开系统深入研究。Sheikh和Deierlein对15个梁贯通式RCS组合节点进行静力试验,发现该类节点破坏形式主要有混凝土承压破坏和钢梁腹板屈服的剪切破坏[1]。日本建筑研究协会对6组柱贯通式RCS组合节点进行静力试验[2],结果表明该类节点的承载力和刚度随着轴压比的提高得到有效提升。Kuramoto和Isao对3个柱贯通式RCS组合节点进行拟静力试验,研究表明该类节点的剪力是由梁腹板、混凝土水平桁架和混凝土斜压杆三部分共同承担[3]。文献[4-12]分别提出不同形式的RCS组合节点,对其受力性能开展理论和试验研究,并提出相关承载力计算方法。

目前RCS组合节点存在构造复杂、施工难度大的问题。为此,提出了一种装配式钢梁与预制混凝土柱连接节点形式,节点构造简单、施工方便。对所提出的节点分别进行单调加载和循环加载试验,揭示了该类节点的静力和抗震性能,为工程实践提供技术指导。

1 试验概况

1.1 试件设计

提出了一种装配式钢梁与预制混凝土柱连接节点形式,该类节点通过方钢管与内部肋板组成节点环,实现了钢梁与预制混凝土柱的连接。试件选取十字形中柱节点进行研究,十字形试件截取自框架结构梁、柱反弯点之间。试验设计并制作了两种足尺节点试件。两种节点的柱配筋形式、截面尺寸、方钢管和钢梁截面尺寸相同,不同之处在于方钢管内肋板形式存在差异,节点1肋板采用箱形肋板贯通式,高度为800 mm;节点2肋板采用箱形肋板分隔式,包含上下两部分肋板,肋板高度均为300 mm,既能节省钢材,又便于混凝土浇筑振捣。试件构造及几何尺寸如图1所示。试验中分别对两类节点进行单调加载和循环加载。试件编号、节点类型、肋板尺寸及加载方式见表1。

a—试件示意;b—节点1示意;c—节点2示意;d—节点梁柱尺寸及配筋。图1 试件构造及几何尺寸 mmFig.1 Details and geometry sizes of specimens

表1 试件编号、类型、加载方式Table 1 Number,types and loading methods of specimens

试件采用C35混凝土,按照GB/T 50081—2019《混凝土物理力学性能试验方法标准》[13]对浇筑试件时所预留的混凝土试块进行材性试验,实测混凝土立方体抗压强度平均值为44.8 MPa。试件钢材均为Q345B,柱内纵筋及箍筋均为HRB400。钢材按照GB/T 228.1—2010《金属材料 拉伸试验 第1部分：室温试验方法》[14]进行材性试验,力学性能见表2。

表2 钢材力学性能Table 2 Material properties of steels

1.2 试验装置与加载制度

试验在天津大学结构工程实验室进行。试验装置如图2所示,主要包括反力架、反力墙、1个竖向千斤顶、2个双向作用千斤顶、梁端夹具、柱顶夹具及撑杆、柱底销铰装置、荷载传感器、油泵等。柱底支座通过地锚螺栓固定在试验场地,混凝土柱底部通过销轴安装于支座上,形成铰接连接,模拟下柱反弯点位置。柱顶通过夹具和撑杆提供约束。竖向液压千斤顶的上部与反力梁相连接,试验过程中对柱顶施加恒定轴力(轴压比0.2)。双向作用千斤顶的底部固定在地面,活塞与试件梁端相连接,试验过程中对试件两侧梁端施加等大反向荷载,加载点距离柱中心2 m。为防止梁端发生侧向扭转和平面外变形,设置侧向支撑进行约束。

图2 试验加载装置Fig.2 Test loading set-up

试验时,首先按照轴压比0.2在柱顶施加轴向荷载,试验过程中保持轴向荷载恒定至试验结束。单调加载时,荷载-位移曲线出现拐点前采用荷载控制加载,每级荷载增量80 kN·m;荷载-位移曲线出现拐点后采用位移控制加载,每级转角增幅3×10-3rad,加载至节点破坏为止。循环加载时,试件屈服前采用荷载控制加载,每级荷载增量160 kN·m,循环一次;荷载位移曲线出现拐点后采用位移控制加载,每级转角增幅3×10-3rad,循环两次。当试件出现明显破坏或荷载下降至峰值荷载85%以下时,停止加载。

1.3 测点布置与量测

本试验具体测量点如图3所示。位移计D1、D2测量梁端加载点处竖直位移用以计算梁端转角;计算方法如式(1)所示：

a—位移计布置;b—应变片布置。图3 测点布置 mmFig.3 Arrangements of measuring points

θ=(δ1-δ2)/l

(1)

式中：δ1、δ2分别为位移计D1、D2读数;l为位移计D1、D2的水平距离;位移计D3、D4测量试件支座位移;位移计D5、D6测量节点域的剪切变形;位移计D7～D10测量柱端弯曲变形以及梁柱相对变形。在钢梁翼缘两侧、柱壁、钢管上下与混凝土交界处均贴有单向电阻应变片,梁柱节点核心区部位贴有应变花。

2 试验现象及破坏形态

2.1 单调加载

SJ-1梁端荷载加载至320 kN·m时,节点域混凝土出现细微裂缝;加载至920 kN·m时,钢梁翼缘与方钢管焊缝出现裂纹;加载至1 066 kN·m时,出现了明显的破坏形态,钢梁受拉翼缘与节点域方钢管焊缝出现撕裂现象,钢梁受压翼缘出现了明显变形,受压翼缘与附近的腹板出现漆皮脱落现象,加载结束。破坏形态如图4a所示。

SJ-2梁端荷载加载至480 kN·m时,节点域混凝土开始开裂,随着荷载增加,节点域混凝土裂缝不断扩展;加载至1 160 kN·m时,达到峰值荷载,右侧钢梁出现塑性铰,左侧钢梁受压翼缘和腹板出现了明显变形;当荷载降到峰值荷载85%时,加载结束。破坏形态如图4b所示。

2.2 循环加载

SJ-3梁端荷载加载至320 kN·m时,节点域混凝土开始开裂;加载至480 kN·m时,节点域混凝土裂缝进一步增加,试验采用位移控制加载。梁端转角加载至6×10-3rad,与方钢管交接处的混凝土开始剥落;转角加载至21×10-3rad时,发出巨响声,方钢管鼓曲,与方钢管交接处的混凝土大面积剥落,节点域方钢管与混凝土分离,加载结束。破坏形态如图4c所示。

SJ-4梁端荷载加载至 480 kN·m时,节点域混凝土开裂,与方钢管交接处的混凝土轻微脱落;加载至640 kN·m时,节点域混凝土裂缝增加,试验采用位移控制加载。梁端转角加载至27×10-3rad时,发出巨响声,方钢管鼓曲,与方钢管交接处的混凝土大面积剥落,节点域方钢管与混凝土分离,加载结束。破坏形态如图4d所示。

3 试验结果及分析

3.1 转角-弯矩循环曲线

SJ-1和SJ-2单调加载弯矩-转角曲线如图5a、5b所示。由图可知,试件进入屈服阶段后,仍具有明显的塑性段,变形性能较好。其中SJ-1由于梁柱焊缝断裂,试件结束加载。SJ-2破坏模式为梁端出现塑性铰,变形能力较好。通过作图法[15]可得试件屈服转角和屈服弯矩,SJ-1和SJ-2的屈服转角和屈服弯矩见表3。

a—SJ-1;b—SJ-2。图5 弯矩-转角曲线(单调加载)Fig.5 Moment versus angular displacement curves (monotonic loading)

表3 装配式钢梁与预制混凝土柱连接节点足尺试件静力特性Table 3 Static characteristics of joints between steel beams and prefabricated reinforced concrete columns

在循环加载作用下,SJ-3和SJ-4的弯矩-转角曲线如图6a、6b所示。加载初期,弯矩-转角曲线均呈线性变化,试件基本处于弹性状态。随着荷载增加,混凝土出现裂缝并持续发展,试件刚度逐渐降低,残余变形增大,滞回曲线出现“捏缩”现象,节点域混凝土被压碎后剥落。两种节点的荷载-位移曲线较为饱满,耗能能力较好。但节点域混凝土剥落、方钢管鼓曲的破坏模式使试件破坏时承载力退化不明显。

a—SJ-3;b—SJ-4。图6 弯矩-转角曲线(循环加载)Fig.6 Moment versus angular displacement curves (cyclic loading)

将SJ-3和SJ-4的转角-弯矩曲线各级加载第一次循坏的峰值点连接,得到节点1和节点2在循环荷载作用下的骨架曲线,如图7a、7b所示。通过作图法可得试件的屈服转角和屈服弯矩,其中取曲线的峰值弯矩为极限弯矩。SJ-3和SJ-4的屈服转角、屈服弯矩及极限转角、极限弯矩见表4,表中数据为正负平均值。

a—SJ-3;b—SJ-4。图7 骨架曲线Fig.7 Skeleton curves

表4 装配式钢梁与预制混凝土柱连接节点足尺试件抗震性能Table 4 Seismic performance of joints between steel beams and prefabricated reinforced concrete columns

3.2 应力分布

为了解加载过程中试件各部位受力状态,选取正面腹板测点5、腹板测点14、柱壁测点25、左侧钢梁测点46、右侧钢梁测点64。各测点位置如图3所示。当应力超过材料屈服强度无法计算应力时,取屈服应力。M1为节点在弹性阶段的弯矩;M2为节点的屈服弯矩;M3为节点在弹塑性阶段的弯矩;M4为节点的极限弯矩。不同荷载下各部位应力分布如图8所示。

a—SJ-1;b—SJ-2;c—SJ-3;d—SJ-4。图8 应力变化曲线Fig.8 Stress variation curves

由图8可知,单调加载中,钢梁翼缘应力明显高于其他部位应力,节点承载力由钢梁控制;循环加载中,SJ-3、SJ-4钢梁翼缘和方钢管侧壁应力较大,这是由于循环加载中,核心区混凝土因发生严重承压破坏而退出工作,节点承载力由方钢管和钢梁共同控制。加载过程中,方钢管正面腹板等效应变较小,节点核心区未发生剪切破坏。

3.3 位移延性

节点的抗震性能可通过位移延性系数μ衡量。位移延性系数是指结构极限位移与屈服位移之比,是衡量结构延性的重要参数。通过作图法可得节点的屈服转角和屈服,本文取节点加载的最终状态为极限状态。位移延性系数μ计算结果见表4,表中数据为正负向的平均值。节点1和节点2的位移延性系数分别为1.70和2.07,节点2延性性能较好。根据钢筋混凝土构件延性系数的划分等级[16],节点1和节点2的位移延性系数处于低延性水平等级。用类似方法可求得两种节点单调加载下的位移延性系数,计算结果见表3。其中节点1因焊缝断裂提前结束加载,位移延性系数为2.38,节点2位移延性系数为3.29,高于一般的钢筋混凝土节点,安全性较高。箱形肋板分离式节点的位移延性系数和承载力分别提高了38.24%和22.33%,延性和承载力更高。

3.4 耗能能力

结构耗能能力是指结构或构件在地震作用下变形吸收能量的能力,是用来衡量结构抗震性能的重要指标,通常用能量耗散系数E来评价[17],计算结果见表4。节点1和节点2的能量耗散系数分别为0.97和1.31,节点2的设计方式使核心区混凝土振捣更加密实,被压碎时吸收能量较多,耗能能力较好。研究表明,钢筋混凝土节点的能量耗散系数为0.63左右,型钢混凝土节点的能量耗散系数为1.88左右[18]。本文研究的试件耗能能力均介于钢筋混凝土节点与型钢和混凝土节点之间,具有较好的耗能能力。其中箱形肋板分离式节点的位移延性系数和能量耗散系数分别提高了21.76%和35.05%,延性和耗能能力更好。

3.5 刚度退化

由梁柱连接节点骨架曲线可见,试件随着加载循环表现出了刚度退化现象。通常采用割线刚度Ki以衡量结构各个加载循环的刚度,割线刚度Ki的计算方法如式(2)所示：

(2)

式中：Fi为构件在第i个加载循环峰值点荷载值;Xi为构件在第i个加载循环峰值点位移值。SJ-3和SJ-4的刚度退化曲线如图9所示。由图可知,两个试件在循环加载下刚度都出现了明显退化,刚度退化的趋势基本一致。试件屈服前刚度退化的速度较快,试件屈服后刚度退化的速度较慢。

图9 刚度退化曲线Fig.9 Stiffness degradation curves

本文开展了两类节点的单调和循环加载试验,从试验结果发现,箱形肋板贯通式节点和分隔式节点均具有良好的静力性能和抗震性能,适用于高烈度区和对延性要求高的地区。箱形肋板分隔式节点的静力性能和抗震性能优于箱形肋板贯通式节点,节约钢材。

4 有限元分析

4.1 模型建立

采用大型通用有限元软件ABAQUS对试验试件进行建模和数值分析。模型中钢梁、钢板及混凝土均采用三维实体单元C3D8R模拟,钢筋采用线性桁架单元T3D2模拟。钢材和钢筋选用双折线随动强化本构模型,混凝土选用弹塑性损伤模型,依据GB 50010—2010《混凝土结构设计规范》[19]建立本构关系,材料参数与试验相同。有限元模型如图10所示。

a—整体模型;b—节点1肋板;c—节点2肋板。图10 梁柱节点有限元模型Fig.10 FE models of beam-column joints

有限元模型尺寸及边界条件与试验试件相同。有限元模型中,节点域方钢管与两侧钢梁、方钢管内节点肋板的接触关系设为绑定。混凝土与方钢管上下底面、钢管内表面、节点肋板均采用面-面接触,设置法线方向的硬接触,切线方向采用罚函数摩擦模型。钢筋骨架采用内置区域的方式嵌入到混凝土柱中。经过网格划分试算,确定梁柱节点域有限元单元尺寸为25 mm,节点域附近区域有限元单元尺寸为50 mm,模型其余部分有限元单元尺寸为100 mm。

4.2 模拟结果与试验结果的对比

SJ-1和SJ-2试验与数值模拟弯矩-转角曲线如图11所示。由图可知,有限元模拟曲线与试验曲线发展趋势基本一致,整体吻合较好。其中SJ-1弯矩小于240 kN·m时,有限元曲线与试验曲线基本重合。随着弯矩增加,数值模拟的转角小于试验转角,这是由于试件钢梁翼缘与节点域方钢管之间的焊缝存在缺陷,试验因焊缝撕裂提前结束。有限元模型采用简化焊缝建立模型,未考虑焊缝的影响。SJ-2弯矩小于600 kN·m时,有限元曲线与试验曲线基本重合。

a—SJ-1;b—SJ-2。图11 弯矩-转角曲线Fig.11 Moment versus angular displacement curves

SJ-1和SJ-2有限元模拟应力云如图12所示。由图可知,SJ-1有限元模型在加载过程中,应力最大位置均为钢梁翼缘与节点域方钢管连接处,与试验中焊缝撕裂的位置相同。SJ-2极限状态下钢梁上翼缘应力最大,与试验破坏位置相同。SJ-1和SJ-2试验及有限元模拟结果见表5。

a—SJ-1屈服位移时Mises应力云图,Pa;b—SJ-1破坏形态对比;c—SJ-2破坏形态对比。图12 单调加载破坏形态对比Fig.12 Comparisons of failure modes under monotonic loading

表5 单调加载试验及有限元模拟结果对比Table 5 Comparisons of test and FEA results under monotonic loading

SJ-3和SJ-4试验与数值模拟弯矩-转角曲线和骨架曲线分别如图13、14所示。由图可知,有限元模拟曲线与试验曲线整体吻合较好,能够反映加载过程中试件承载力和刚度的变化规律。由于有限元模型没有考虑试件在制作过程的初始缺陷以及模拟设置的理想边界条件与试验装置实际边界条件的差异,导致试件有限元模拟屈服转角较大。

a—SJ-3;b—SJ-4。图13 弯矩-转角曲线Fig.13 Moment versus angular displacement curves

a—SJ-3;b—SJ-4。图14 骨架曲线Fig.14 Skeleton curves

SJ-3和SJ-4试验中破坏模式均为节点域混凝土承压破坏,混凝土的破坏区域出现在节点域上下柱端区域。有限元模型混凝土受压损伤及试验破坏形态如图15所示。由图可知,数值模拟结果的破坏位置与试验相同。SJ-3和SJ-4试验及有限元模拟结果见表6。

a—SJ-3;b—SJ-4。图15 循环加载破坏形态对比Fig.15 Comparisons of failure modes under cyclic loading

表6 循环加载试验及有限元结果对比Table 6 Comparisons of test and FEA results under cyclic loading

5 结束语

本文提出了一种钢梁与预制混凝土柱连接节点,该节点通过方钢管与内部肋板组成的节点环实现钢梁与预制混凝土柱的连接。通过对4个足尺试件进行单调和循环加载试验,研究了节点的静力和抗震性能,得出以下结论：

1)在单调荷载作用下,箱形肋板贯通式节点加载到极限弯矩时钢梁受拉翼缘与节点域方钢管焊缝出现撕裂现象,钢梁受压翼缘出现了明显变形,受压翼缘与附近的腹板出现漆皮脱落现象;箱形肋板分离式节点在加载过程中钢梁受压翼缘发生屈曲,最终形成梁端塑性铰,试件达到极限状态。

2)在单调荷载作用下,两类节点的位移延性系数分别为2.38和3.29,屈服弯矩分别为836.78 kN·m 和1 023.64 kN·m,箱形肋板分离式节点的位移延性系数和承载力分别提高了38.24%和22.33%,延性和承载力更高。

3)在循环荷载作用下,两类节点刚度退化趋势基本一致,破坏模式均为节点域混凝土承压破坏。位移延性系数分别为1.70和2.07,能量耗散系数分别为0.97和1.31,箱形肋板分离式节点的位移延性系数和能量耗散系数分别提高了21.76%和35.05%,延性和耗能能力更好。两类节点能量耗散系数介于钢筋混凝土节点和型钢混凝土节点之间,均具有较好的耗能性能。