新型CFST柱-RC梁節(jié)點抗震性能試驗

劉亞雙, 李振寶, 馬 華, 王倩倩

(1.城市與工程安全減災(zāi)教育部重點實驗室 (北京工業(yè)大學(xué))，北京 100124; 2.河北地質(zhì)大學(xué) 勘查技術(shù)與工程學(xué)院，石家莊 050031)

鋼管混凝土柱具有承載力高、剛度大、延性好、施工方便等優(yōu)點，近年來得到了廣泛應(yīng)用[1].工程中多采用CFST柱與鋼梁連接形成框架，與RC梁組合因節(jié)點過于復(fù)雜或難以形成剛接等原因?qū)嶋H應(yīng)用較少[2].現(xiàn)行鋼管混凝土結(jié)構(gòu)技術(shù)規(guī)范[3]以及既有研究中介紹的CFST柱-RC梁節(jié)點的連接形式主要有加強環(huán)式節(jié)點、環(huán)形牛腿節(jié)點、穿心(半穿心)牛腿節(jié)點、鋼筋貫通式節(jié)點、鋼套筒節(jié)點、勁性環(huán)梁節(jié)點和十字板式節(jié)點等幾種形式.基于工程應(yīng)用和試驗研究成果，蔡健等[4]分析了現(xiàn)行節(jié)點形式的工作機理和受力性能，盧海林等[5]探討了適用于框架結(jié)構(gòu)體系的節(jié)點構(gòu)造型式，提出了相應(yīng)的計算方法和建議，為工程設(shè)計應(yīng)用提供參考;Nie和Bai等[6-7]提出一種環(huán)梁節(jié)點，鋼管在節(jié)點區(qū)完全斷開，RC梁保持連續(xù)，節(jié)點核心區(qū)采用加勁環(huán)對節(jié)點區(qū)進(jìn)行補強.針對該類節(jié)點分別進(jìn)行軸壓試驗、低周往復(fù)荷載試驗以及理論分析，結(jié)果表明加勁環(huán)有效約束核心區(qū)混凝土，該類節(jié)點具有良好的軸向承載能力、延性及耗能能力;Tang等[8]提出一種梁貫通式核心區(qū)設(shè)置加強鋼筋籠的CFST柱-RC梁節(jié)點，對5個十字節(jié)點進(jìn)行低周往復(fù)試驗試驗并通過Abaqus和OpenSEES軟件對其進(jìn)行參數(shù)分析，研究結(jié)果表明該類節(jié)點具有良好的抗震性能及延性;Zhang等[9]提出一種內(nèi)部鋼管連續(xù)外部鋼管中斷的雙鋼管混凝土柱鋼筋混凝土梁節(jié)點，并進(jìn)行低周往復(fù)荷載試驗，研究結(jié)果表明此類節(jié)點破壞遵循“強柱弱梁”的設(shè)計準(zhǔn)則，抗震性能良好;徐姝亞等[10]對采用套筒連接的CFST柱-RC梁節(jié)點進(jìn)行試驗研究及有限元分析，結(jié)果表明該類節(jié)點具有良好的延性及耗能能力，節(jié)點破壞為套筒連接處縱筋拉斷;周學(xué)軍等[11]對外包U形鋼混凝土組合梁和CFST柱的連接節(jié)點進(jìn)行了理論與試驗研究，結(jié)果表明，組合節(jié)點承載能力強，剛度大，穩(wěn)定性好，破壞形式為梁端受彎破壞，但耗能能力不強;林彥等[12]運用ANSYS軟件分別對2種方鋼管混凝土柱-外包鋼混凝土組合梁隔板貫通節(jié)點進(jìn)行有限元分析，研究了不同隔板構(gòu)造對節(jié)點抗震性能的影響，研究表明，該類節(jié)點破壞均為梁端塑性鉸破壞，具有良好的延性及耗能能力，且鋼筋截斷式節(jié)點的承載力略大于貫穿式節(jié)點;劉用等[13]對兩類方鋼管混凝土柱-外包U形鋼混凝土組合梁節(jié)點進(jìn)行低周往復(fù)荷載試驗，分析了隔板類型、混凝土澆筑密實度等參數(shù)對節(jié)點抗震性能影響;陳洪濤等[14]、堯國皇等[15]結(jié)合工程實例，對開圓孔、開長圓孔和開矩形孔的CFST柱鋼筋貫通式剛性節(jié)點的研究顯示試件主要為上、下加強環(huán)局部鼓曲破壞，節(jié)點開孔后加肋補強，不影響柱子承載力，設(shè)短加勁肋可以彌補管柱因開孔的削弱;韓小雷、季靜等[16-17]對穿心暗牛腿式鋼管混凝土柱節(jié)點進(jìn)行試驗研究，比較了節(jié)點區(qū)有無環(huán)梁、有無穿心牛腿以及板的存在與否等因素對于節(jié)點承載能力的影響.

雖然以上節(jié)點類型在工程當(dāng)中已得到一定范圍的應(yīng)用，但是各節(jié)點類型均存在一些不足，如現(xiàn)場焊接工作量大、穿心牛腿的存在使管內(nèi)焊接和澆筑柱混凝土比較困難、節(jié)點區(qū)有排布較密的環(huán)梁鋼筋，影響混凝土的澆筑質(zhì)量也影響建筑的空間使用等.本文提出在CFST柱管壁開單筋小孔使梁縱筋貫通的基礎(chǔ)上，采用U形鋼板與栓釘組合的節(jié)點連接方法，將CFST柱與RC梁可靠連接形成剛性節(jié)點.U形鋼板不僅可以將梁上的剪力有效地傳遞給CFST柱，還對其內(nèi)部的混凝土起到了約束作用.這種連接方法不僅構(gòu)造簡單、傳力明確、整體性好還節(jié)約材料、施工方便.為研究這種新型CFST柱-RC梁節(jié)點的抗震性能，設(shè)計制作了3個足尺節(jié)點試件，通過低周往復(fù)荷載試驗研究其破壞形態(tài)、失效機制、滯回曲線、骨架曲線等試驗結(jié)果，驗證了該類新型節(jié)點具有良好的力學(xué)性能和延性，可在工程中推廣使用.

1 節(jié)點介紹

本文提出的U形鋼板-栓釘組合連接CFST柱-RC梁節(jié)點，主要由3部分構(gòu)成：核心區(qū)開孔并局部加固的CFST柱、CFST柱與RC梁交界面U形鋼板-栓釘組合連接裝置、縱筋貫穿式RC梁.示意見圖1.

圖1 新型節(jié)點構(gòu)造

具體做法為：在鋼管壁上對應(yīng)梁縱筋的位置開孔，開孔后在鋼管外側(cè)焊接同樣帶孔的鋼管段對鋼管進(jìn)行加固，梁內(nèi)縱筋通過鋼筋孔貫穿節(jié)點核心區(qū).在節(jié)點區(qū)梁柱交界面焊接U形鋼板及栓釘.

2 試驗概況

2.1 試件設(shè)計

試驗設(shè)計3個足尺試件，分別為RC節(jié)點ZJD-1、CFST柱-RC梁節(jié)點ZJD-2和BJD，其中ZJD-1、ZJD-2為中節(jié)點，試件BJD為邊節(jié)點.3個節(jié)點試件中RC梁的截面尺寸及配筋均相同，鋼筋均為HRB400級，梁混凝土強度等級為C35.

ZJD-1試件柱截面尺寸為700 mm×700 mm.ZJD-2和BJD試件的鋼管混凝土柱直徑為610 mm，壁厚為10 mm，鋼管壁上所開單筋小孔直徑為1.2d(d為縱筋直徑).管壁外側(cè)采用焊接鋼板進(jìn)行加固，加固鋼板取自鋼管直徑630 mm、壁厚10 mm的Q345級管材，梁縱向受力鋼筋通過開孔貫穿鋼管.在管壁外側(cè)焊接ML15級直徑為16 mm、長度為100 mm的栓釘，按4×2分布，橫向間距與縱向間距均為100 mm.U形鋼板厚4 mm，高550 mm，沿梁長方向的板長為350 mm.在U形鋼板的豎板內(nèi)側(cè)焊接ML15級直徑為13 mm、長度為80 mm的栓釘，按3×2分布，橫向間距為110 mm，縱向間距為150 mm.各試件的柱混凝土均采用C50，各試件截面尺寸及配筋見圖2.

圖2 試件截面尺寸及配筋詳圖(mm)

2.2 試件承載力設(shè)計值

由于梁截面配置雙筋，上、下縱筋為非對稱配筋，定義梁截面上部縱筋受拉時為正，下部縱筋受拉時為負(fù)，根據(jù)GB 50010—2010混凝土結(jié)構(gòu)設(shè)計規(guī)范[18]計算RC梁抗彎承載力設(shè)計值424.23 kN·m(-415.84 kN·m)，抗剪承載力設(shè)計值692.91 kN；RC柱的軸壓承載力設(shè)計值11 900.41 kN，抗彎承載力設(shè)計值1 339.53 kN·m，抗剪承載力設(shè)計值1 826.47 kN.根據(jù)GB 50396—2014鋼管混凝土結(jié)構(gòu)技術(shù)規(guī)范[3]計算CFST柱的軸壓承載力設(shè)計值為16 190.98 kN，抗彎承載力設(shè)計值為1 807.26 kN·m，抗剪承載力設(shè)計值為2 429.28 kN.試件的承載力設(shè)計值滿足強柱弱梁、強剪弱彎設(shè)計原則.

2.3 材料力學(xué)性能

3個試件中梁的混凝土強度等級為C35，柱的混凝土均為C50，鋼筋均采用HRB400級，鋼管及U形鋼板為Q345級；栓釘選用ML15級；各材料的力學(xué)性能通過材性試驗測得見表1、2.

表1 混凝土材料力學(xué)性能

表2 鋼材材料力學(xué)性能

2.4 加載裝置及加載方案

本試驗在北京工業(yè)大學(xué)城市與工程安全減災(zāi)教育部重點實驗室進(jìn)行，采用40 MN多功能電液伺服試驗系統(tǒng)進(jìn)行加載，加載裝置示意見圖3.試驗正式開始時，首先在柱頂施加豎向荷載至預(yù)定值，并維持不變.然后在兩側(cè)梁端施加反對稱往復(fù)荷載.采用位移控制加載，試件屈服前以5 mm級差施加荷載，屈服后以1倍屈服位移為級差進(jìn)行加載，每級往復(fù)荷載均循環(huán)2次，直至試件破壞停止加載，位移控制加載制度示意見圖4.

圖3 加載裝置示意

圖4 位移控制加載制度示意

2.5 測量方案

試驗過程中主要觀測內(nèi)容為：加載過程中裂縫發(fā)展情況、試件最終破壞形式；柱頂部施加豎向荷載值；梁端加載點處的豎向往復(fù)荷載、豎向位移；節(jié)點梁端塑性區(qū)轉(zhuǎn)動情況等，儀表布置情況見圖5.

圖5 儀表布置

3 試驗過程及現(xiàn)象

試驗準(zhǔn)備階段，為便于觀測及記錄試驗現(xiàn)象，在RC梁側(cè)面以100 mm為邊長畫網(wǎng)格線.按照試驗現(xiàn)場安裝位置十字節(jié)點的梁分別命名為S梁和N梁，邊節(jié)點試件的梁為N梁.

3.1 試件ZJD-1破壞過程

ZJD-1試件加載初期試件處于彈性階段.第一級荷載施加后，S、N兩梁側(cè)面上、下部均產(chǎn)生3～4條微裂縫.第二級荷載施加后，豎向微裂縫數(shù)量增加，且上一級微裂縫延伸，梁根部產(chǎn)生裂縫.第三級荷載施加后，微裂縫數(shù)量增加，前兩級裂縫斜向延伸，S、N梁上、下部的斜裂縫各有2條裂縫發(fā)展至連通.加載至第四級荷載(約±20 mm)時試件屈服，原有裂縫逐漸加寬，斜向貫通的裂縫數(shù)量增加至5～6條.加載至第五級荷載(±2Δ)后，斜向主裂縫進(jìn)一步加寬，梁根部裂縫增多.加載至第六級荷載后，梁根部附近裂縫加寬，混凝土被壓酥，有少量脫落.加載至第七級荷載(±4Δ)后，S、N梁根部主要斜裂縫進(jìn)一步加寬，上、下部均產(chǎn)生大量細(xì)小的裂縫，混凝土壓碎并脫落.且加載到-4Δ時，N梁負(fù)向承載力達(dá)到峰值荷載.加載至第八級荷載5Δ時，N梁的梁根部上側(cè)30 cm范圍內(nèi)混凝土鼓起成碎塊狀，正向承載力達(dá)到峰值.S梁根部下側(cè)30 cm范圍內(nèi)混凝土脫落，上部混凝土壓碎鼓起.加載至-5Δ時，N梁根部上側(cè)混凝土脫落且上部縱筋可見，壓屈.S梁根部20 cm范圍混凝土脫落嚴(yán)重該范圍內(nèi)縱筋、箍筋均可見.加載至第九級荷載后，S、N兩梁根部40 cm范圍內(nèi)的混凝土大塊脫落，縱筋屈曲，承載力下降，試件破壞.ZJD-1破壞過程見圖6.

3.2 試件ZJD-2破壞過程

ZJD-2試件加載初期試件處于彈性階段，第一級荷載施加后，梁側(cè)面上、下部分別產(chǎn)生4～5條細(xì)微裂縫.第二級荷載施加后，微裂縫數(shù)量增加，上一級產(chǎn)生的裂縫繼續(xù)向下發(fā)展，形成3～4條上下連通的裂縫.第三級荷載施加后，U形鋼板上部混凝土產(chǎn)生豎向裂縫，新產(chǎn)生的微裂縫數(shù)量增加，均勻分布在RC梁上，且原有的豎向裂縫斜向發(fā)展，上下連通的裂縫增加至5～6條.加載至第四級荷載(約±20 mm)時，試件屈服，斜向裂縫數(shù)量增加且原有裂縫向內(nèi)延伸、微裂縫加寬.加載至第五級荷載(±2Δ)后，豎向和斜向裂縫數(shù)量均有所增加，上下連通裂縫增多，裂縫寬度增加.加載至第六級荷載后，U形鋼板以上部分和U形鋼板下部外側(cè)30 cm范圍內(nèi)的混凝土裂縫數(shù)量逐步增加，且U形鋼板外邊緣處少許混凝土脫落，梁側(cè)裂縫加寬，形成主斜裂縫.加載至第七級荷載后，U形鋼板外側(cè)40 cm范圍內(nèi)斜向裂縫明顯加寬，且U形鋼板上側(cè)的混凝土豎向裂縫加寬.加載至第八級荷載(±5Δ)后，斜裂縫進(jìn)一步加寬，U形鋼板底部外側(cè)混凝土被壓碎開始脫落.U形鋼板上部混凝土裂縫加寬并向U形鋼板的內(nèi)部發(fā)展.該級加載中正負(fù)向承載力分別達(dá)到峰值荷載.加載至第九級荷載后，U形鋼板外側(cè)底面混凝土被壓潰大塊脫落，U形鋼板上部混凝土被壓碎鼓起，鋼筋外露，可見縱筋被壓屈，承載力下降，試件破壞.ZJD-2破壞過程見圖7.

圖6 ZJD-1試件梁破壞過程

圖7 ZJD-2試件梁破壞過程

3.3 試件BJD破壞過程

邊節(jié)點試件BJD，第一級加載過后，RC梁上、下部分別產(chǎn)生3～4條為裂縫，裂縫長度約5～10 mm，第二級加載時兩側(cè)產(chǎn)生新的微裂縫，且上級裂縫向內(nèi)部延伸，有2條微裂縫斜向連通.第三級加載后，梁上的微裂縫繼續(xù)增加，且既有裂縫斜向梁根部發(fā)展，微裂縫的寬度增加.上下交叉貫通的裂縫增加至4條.加載至第四級(約±20 mm)后，梁上、下側(cè)產(chǎn)生新的微裂縫，既有裂縫斜向發(fā)展，形成交叉貫通裂縫，且裂縫寬度明顯加寬，試件達(dá)到屈服狀態(tài).第五級加載后，梁上部U形鋼板上側(cè)的裂縫寬度增加.新裂縫產(chǎn)生較少，主要是既有裂縫的進(jìn)一步發(fā)展，交叉貫通的裂縫增加.加載到第六級后，U形鋼板上側(cè)混凝土裂縫數(shù)量增加.梁下側(cè)U形鋼板邊緣與RC梁交接處混凝土裂縫增加.加載至第七級荷載，距離U形鋼板外邊緣20 mm處的貫穿裂縫寬度增加.梁下部U形鋼板外側(cè)混凝土有少量脫落，梁上部U形鋼板正上方混凝土裂縫增加.第八級加載(±5Δ)后，U形鋼板上側(cè)混凝土裂縫寬度增加，梁底部混凝土被壓碎，脫落增加.距離U形鋼板外邊緣20 mm位置處的貫通裂縫的寬度進(jìn)一步增加，裂縫間有少量混凝土脫落，此時試件達(dá)到峰值承載力.加載到第九級，距離U形鋼板外邊緣20 mm的裂縫急劇加寬，裂縫間混凝土脫落箍筋外露.U形鋼板上側(cè)、梁下部U形鋼板外側(cè)混凝土被壓潰后大塊脫落.該階段試件的承載力下降，試件破壞.BJD破壞過程見圖8.

圖8 BJD試件梁破壞過程

4 試驗結(jié)果分析

4.1 荷載-位移曲線

圖9分別為3個試件梁端荷載-位移滯回曲線.加載初期，試件基本處于彈性工作狀態(tài).滯回曲線呈狹長狀，曲線包絡(luò)面積較小.與ZJD-1試件相比，加載初期ZJD-2、BJD試件的滯回環(huán)包絡(luò)面積較小.隨著荷載不斷增加，試件逐步進(jìn)入到彈塑性階段，此時滯回曲線包絡(luò)面積隨著荷載的增加而增大，新型節(jié)點梁上裂縫更為分散，滯回曲線包絡(luò)面積更大.試件達(dá)到峰值承載力之后，加載剛度顯示出明顯的退化現(xiàn)象.該階段試件破壞，滯回曲線由飽滿的梭形發(fā)展為反S形，呈現(xiàn)“捏攏”現(xiàn)象，且最后一級加載ZJD-1試件滯回曲線包絡(luò)面積減小更為顯著.

圖9 荷載-位移滯回曲線

4.2 骨架曲線與位移延性

圖10為各試件的骨架曲線，試件經(jīng)歷了彈性、彈塑性、極限破壞3個階段，屈服點采用能量等值法[19]確定，特征點試驗值列于表3.U形鋼板-栓釘組合連接試件的承載力均高于ZJD-1試件.這是由于U形鋼板的存在使得梁根部混凝土被約束，加載過程中對混凝土裂縫起到一定抑制作用，梁端塑性鉸外移.與ZJD-1試件N梁相比，ZJD-2、BJD承載力分別提高11.6%(負(fù)向提高13.0%)和5.3%(負(fù)向提高7.5%).BJD試件與ZJD-2試件相比，其在加載過程中的鋼筋黏結(jié)滑移變形較大，BJD試件破壞位置相對于ZJD-2更靠近梁根部，故其承載力低于ZJD-2；與ZJD-1試件S梁相比，ZJD-2的承載力提高20.2%(負(fù)向提高19.6%).

本文采用位移延性系數(shù)[20]μ來反映試件的延性性能，分別計算各試件梁的位移延性系數(shù)取其平均值，見表3.各試件的位移延性系數(shù)均大于4.0，具有較好的變形能力.與ZJD-1試件相比，ZJD-2試件位移延性系數(shù)均值提高2.4%，BJD試件位移延性系數(shù)均值提高21.3%.

圖10 骨架曲線

表3 特征點試驗值及位移延性系數(shù)

4.3 剛度退化

本文采用環(huán)線剛度[19]評價剛度退化現(xiàn)象，環(huán)線剛度越大，構(gòu)件耗能能力越好.環(huán)線剛度計算公式為

圖11為各試件剛度退化曲線.加載初期，剛度較大，隨著荷載的增加，裂縫增多、發(fā)展，試件進(jìn)入彈塑性工作階段，剛度退化加快.正向和負(fù)向初始剛度有一些差別，主要是梁截面為非對稱配筋，且初始加載方向先損傷，使損傷累積.但后期隨著不斷的反復(fù)加載試件損傷積累，正向和負(fù)向的剛度逐漸接近.試件ZJD-2、BJD負(fù)向初始剛度大于ZJD-1說明U形鋼板-栓釘連接構(gòu)造提高了構(gòu)件的負(fù)向初始剛度.

圖11 剛度退化曲線

4.4 強度發(fā)揮系數(shù)

采用總體強度發(fā)揮系數(shù)λi反應(yīng)試件在加載過程中強度的變化，計算公式為

式中:Pi為試件在第i次加載循環(huán)中的峰值荷載，Pmax為試件的峰值荷載.

圖12為各試件在加載過程中強度發(fā)揮程度隨加載歷程的變化情況.加載初期，試件處于近似彈性工作階段，此時隨著加載等級的增加試件強度增加很快.隨著裂縫發(fā)展，損傷不斷累積，試件進(jìn)入彈塑性工作階段，強度增長變緩慢.達(dá)到峰值荷載時強度發(fā)揮系數(shù)為1.后期伴隨著鋼筋屈服、混凝土脫落，強度逐步降低，試件最終破壞.

4.5 耗能能力

試件的耗能以荷載-位移滯回曲線所包絡(luò)的面積來衡量，累計耗能情況見圖13.采用U形鋼板-栓釘組合連接試件ZJD-2和BJD的累計耗能與普通RC節(jié)點ZJD-1試件相比分別提高17.0%(S梁提高36.0%)、20.1%.對比ZJD-2的N梁和BJD耗能情況可知，BJD試件累計耗能與ZJD-2試件相差不大.

圖12 強度退化曲線

圖13 累計耗能

本文采用等效黏滯阻尼系數(shù)[20]來評價試件的耗能能力：

式中：S(ABC+CDA)為圖14中滯回曲線所包圍的面積；S(OBE+ODF)為圖14中三角形OBE與三角形ODF的面積之和.

表4列出了各試件屈服點、峰值荷載點、變形最大點(約θ=4.5%)的等效黏滯阻尼系數(shù)ξey、ξep、ξe,4.5%.屈服時，ZJD-1的等效黏滯阻尼系數(shù)略大于ZJD-2和BJD試件，達(dá)到峰值后U形鋼板-栓釘組合連接節(jié)點ZJD-2和BJD的等效黏滯阻尼系數(shù)均大于ZJD-1試件，表現(xiàn)出良好的耗能能力.

采用U形鋼板-栓釘組合連接節(jié)點的等效黏滯阻尼系數(shù)在承載力達(dá)到峰值時刻均大于0.3，試件破壞時均大于0.27.文獻(xiàn)[21]對CFST柱-RC環(huán)梁節(jié)點進(jìn)行了抗震性能試驗研究，研究表明該類環(huán)梁節(jié)點抗震性能良好，各試件的等效黏滯阻尼系數(shù)均小于0.26.與文獻(xiàn)[21]中介紹的CFST柱-RC環(huán)梁節(jié)點相比大于其相應(yīng)的等效黏滯阻尼系數(shù)，本文介紹的新型節(jié)點耗能能力更優(yōu).

圖14 等效黏滯阻尼系數(shù)計算示意

表4 等效黏滯阻尼系數(shù)

5 結(jié) 論

1)本文提出了一種新型的U形鋼板與栓釘組合的CFST柱-RC梁節(jié)點.梁內(nèi)縱筋穿過開孔鋼管柱保持連續(xù)傳遞彎矩；RC梁與CFST柱交界面焊接栓釘和U形鋼板傳遞剪力.

2)在梁端低周往復(fù)荷載作用下，按強柱弱梁設(shè)計的剪跨比為4的新型CFST柱-RC梁節(jié)點破壞模式與傳統(tǒng)的RC節(jié)點相似，均發(fā)生梁端彎曲破壞，但破壞區(qū)域主要在U形連接板外，塑性鉸外移.

3)新型CFST柱-RC梁節(jié)點的梁柱界面未發(fā)生剪切滑移，中柱節(jié)點、邊節(jié)點N梁承載力較RC節(jié)點分別提高11.6%(負(fù)向提高13.0%)和5.3%(負(fù)向提高7.5%)；中柱節(jié)點的S梁承載力提高20.2%(負(fù)向提高19.6%).

4)新型CFST柱-RC梁節(jié)點荷載-位移滯回曲線飽滿，節(jié)點連接性能良好.與RC節(jié)點相比消耗能量提高約17.0%(S梁提高36.0%)、20.1%，位移延性系數(shù)均大于4.0，新型CFST柱-RC梁中柱節(jié)點、邊節(jié)點的位移延性系數(shù)均值分別提高2.4%、21.3%，具有較好的變形能力.