核电工程双钢板组合墙-筏板基础插筋式锚固节点拉拔性能试验研究

2021-03-22孙运轮孔思宇樊健生

工程力学 2021年3期

孙运轮，孔思宇，陈岩，樊健生，丁然

(1. 清华大学土木工程系，北京 100084；2. 清华大学核能与新能源技术研究院，北京 100084；3. 中核能源科技有限公司，北京 100193；4. 清华大学土木工程安全与耐久教育部重点实验室，北京 100084；5. 清华大学北京市钢与混凝土组合结构工程技术研究中心，北京 100084)

双钢板混凝土结构由外侧双钢板通过圆头栓钉或其他连接件与混凝土进行连接，并设置对拉钢筋、隔板等其他构造进行拉结[1]。该结构充分利用了钢与混凝土各自的材料特性：一方面混凝土可以延缓钢板的压屈失稳[2]；另一方面钢板的横向约束效应提高了混凝土的抗压能力，力学性能优越。此外，由于其钢结构部分可以工程制作，现场安装，且可以替代混凝土模板，从而实现结构施工的模块化和装配化。正是因为双钢板混凝土组合结构具有上述优势，近年来其在核电结构、高层建筑以及沉管隧道等大型基础设施建设中被广泛应用[3]。

对于核电工程中的双钢板混凝土组合结构，由于通常采用钢筋混凝土筏板基础，因此存在双钢板混凝土组合墙与钢筋混凝土基础的连接锚固问题。该节点是双钢板混凝土组合墙优越性能充分发挥的重要保障。其在细节构造、传力机制、抗震性能等方面都非常复杂，需要重点关注。

2018 年颁布的国家标准《核电站钢板混凝土结构技术标准》[4]针对该节点共提出3 种构造形式，如图1 所示。第一种，直接将内、外侧钢板伸入基础中并利用钢板两侧的栓钉实现锚固；第二种，则在钢板底部焊接钢底板，底板下焊接钢筋锚固于基础混凝土；第三种在基础中布置插筋，利用插筋与钢板的搭接传力实现钢板与基础混凝土间的间接传力。

考虑到筏板基础中往往配筋密集且复杂，若采用嵌入式锚固方式，需要对嵌入钢板进行穿孔，施工较为不便。对于埋件式锚固，若将底板、锚筋与组合墙在工厂进行焊接拼装，则将给构件运输和现场安装带来极大不便，若现场连接，则明显增加了焊接工作量，且焊接质量不易保证。插筋式锚固通过钢板与插入基础中的若干锚固钢筋进行非接触式搭接传力，避免了前两种锚固方式带来的问题，可显著提升施工效率和质量。但《核电站钢板混凝土结构技术标准》[4]并未对该类节点的设计进行详细说明，美国核电钢结构规范AISC N690[5]中对于该种锚固形式给出了一些设计说明，但是缺乏相应的理论和试验支撑。

图1 三种钢筋混凝土基础与双钢板组合墙节点连接形式Fig.1 Three connection types between DSC walls and RC foundation

国内外学者对钢筋之间的非接触式搭接传力研究较多。在国外，Sagan 等[6]进行了大量板式钢筋搭接的直拉试验，Sivakumar 等[7]、White 等[8]以及Lin 等[9]设计的试验在柱与基础锚固区域采用钢筋搭接，而Orangun 等[10]、Hamad 和Mansour[11]则在四点加载梁的纯弯受拉区进行钢筋搭接试验，Lagier 等[12]对该类节点进行了有限元模拟。上述试验对钢筋搭接试件的裂缝发展、破坏形式以及承载力进行了分析。McLean 和Smith[13]根据前人的大量试验提出了钢筋搭接连接的理论模型，并且在模型中考虑了横向钢筋的作用。在国内，李刚等[14 − 17]针对实际结构中容易出现的钢筋搭接形式进行了相应的试验研究。方志等[18]为明确活性粉末混凝土中带肋钢筋搭接连接的受力性能，设计大量试验并研究各参数的影响，建立搭接区域钢筋表面搭接强度及临界搭接长度的计算公式。周剑等[19]以及江佳斐等[20]采用数值模拟的方式对钢筋搭接进行了有限元模拟。但是目前对于钢板与钢筋间搭接传力的研究还非常少。

Katayama 等[21]设计了9 个插筋锚固节点进行反复拉伸试验。在反复拉伸荷载作用下节点的破坏形式大部分为插筋锚固破坏，少部分为钢板断裂。该试验中插筋只有2 排，且插筋与钢板间距较小。但是在实际工程中，由于钢板厚度较大，往往需要更多插筋，且会有部分钢筋距离钢板较远，这在试验中并未考虑。此外缺少对节点传力机制的深入分析。

Seo 和Varma[22]重点关注了插筋锚固节点中对拉钢筋发挥的作用，共设计了3 个试件进行单调轴拉试验，如图2 所示。变化参数是对拉钢筋的连接形式，分别采用图2(a)对拉钢筋中部断开；图2(b)对拉钢筋一端焊接在钢板上，相互搭接；图2(c)对拉钢筋两端均焊接在钢板上。试验表明对拉钢筋可以有效提高节点的整体性，防止轴拉力作用下出现纵向裂缝导致节点整体劈裂发生脆性破坏。但该试验并没有关注随着荷载增加，不同位置对拉钢筋的受力情况，也没有研究插筋与钢板间距变化的影响，这使得其关于对拉钢筋的设计建议缺乏定量依据。

图2 试件对拉钢筋布置[20]Fig.2 Tie bar configurations in the specimens[20]

为进一步明确该类节点的传力机制及影响因素，特别是插筋布置和对拉钢筋对节点性能的影响机制和规律，本文设计了4 个1∶2 缩尺双钢板混凝土组合墙-钢筋混凝土基础的插筋式节点，开展静力单调拉伸试验。通过分析试件的承载力、刚度、裂缝形态、对拉钢筋及钢板应变等，揭示了插筋布置方式以及对拉钢筋配置比例对于节点拉拔性能的影响机制和规律，并针对可能的破坏模式给出了节点设计建议。

1 试验设计

1.1 局部模型选取

试验主要研究高温气冷堆厂房结构中双钢板混凝土组合墙与钢筋混凝土筏板基础连接节点的拉拔性能。原型结构墙厚1.6 m，钢板厚20 mm，综合考虑加载装置尺寸和加载能力，沿墙体纵向截取一段1 m 长的墙体进行1∶2 缩尺试验，缩尺后墙体宽度为500 mm，墙厚800 mm，钢板厚度10 mm。

完整的节点应该包含墙体和基础两部分，但考虑到插筋自身在RC 基础中的锚固设计非常成熟，其锚固长度在美国的ACI 349-13[23]以及中国的《建筑抗震设计规范》(GB 50011−2010)[24]、《混凝土结构设计规范》(GB 50010−2010)[25]中都有明确的规定，不是本研究的重点。因此，本次试验研究的试件未包含混凝土基础部分，仅关注插筋与钢板之间的搭接段。

1.2 试件设计

考虑到与原型结构的材料一致，各试件钢筋均采用HRB400，其中搭接钢筋直径为32 mm，钢板均采用Q345，混凝土标号为C40。钢材和钢筋下料时均留取了材性试件，以获得准确的材性数据，如表1 所示。每个构件均留存四个标准立方体试块(边长150 mm)，在试验当天进行抗压试验，立方体抗压强度平均值为43.11 MPa。

表1 钢材材性Table 1 Mechanical properties of steel

为保证钢板拉力能通过足够的插筋传递至基础，共设置16 根直径32 mm 的锚固钢筋，使得实际锚固钢筋总抗拉承载力略高于钢板抗拉承载力。

由于目前规范没有对钢筋插入到双钢板混凝土组合墙中的搭接长度lemb进行规定，所以这里参照Seo 和Varma[22]的建议按照钢筋非接触式搭接长度来进行设计。在AISC N690-12 中，将搭接节点分为两类，对于搭接处钢筋受拉的情况，搭接长度取为钢筋标准锚固长度ld的1.3 倍，如式(1)所示。

根据ACI 349 中12.2 的规定，ld可按式(2)计算：

式中：Ψt、Ψe、Ψs分别是对于搭接位置、钢筋表面处理、搭接钢筋直径的修正因子，分别取为1.3、1.0、1.0；cb是保护层厚度(70 mm)以及钢筋间距的一半(60 mm)的较小值，为60 mm。Ktr在设计时可以取为0，由此计算得到lemb=2167 mm，所以本文取插筋在墙内锚固长度为2200 mm。

钢板内表面布置的栓钉按照《核电站钢板混凝土结构技术标准》[4]以及《电弧螺柱焊用圆柱头焊钉》(GB/T 10433−2002)[26]来进行设计，栓钉间距100 mm，单个栓钉长度为100 mm，直径为10 mm，以保证钢板屈服时栓钉不发生破坏。

由于本文主要考察的是搭接钢筋相对钢板位置以及对拉钢筋配置对于节点性能的影响，因此在保持其他参数不变的情况下，改变对拉钢筋直径以及搭接钢筋与钢板的间距。Seo 和Varma[22]建议对拉钢筋配筋率不少于0.5%，本文按配筋率为0.11%～0.51%设计，最终的设计结果如表2 所示。试件截面及钢板上对拉钢筋及栓钉布置的布置如图3 所示。

表2 构件基本信息表Table 2 Basic parameters of the specimens

图3 试件详细构造图 /mm Fig.3 Detail drawings of specimens

1.3 试件制作

进行试件钢结构加工时，需分成搭接钢筋与墙体钢板两部分。

在搭接钢筋部分，将伸出组合墙体的每一排插筋采用双面搭接焊的方式与端部钢板可靠连接，钢板直接通过端部铰接头与试验机固定，以此简化试件加工，如图4 所示。

在墙体钢板部分，如图5 所示，构件另一侧将外侧双钢板与端板焊接，并通过铰接头与加载装置连接。为防止在加载过程中墙体钢板与底座连接处出现较大局部变形，在钢板两侧增设加劲肋，提高刚度。对拉钢筋采用塞焊方式与墙体钢板相连。

图4 搭接钢筋与加载装置连接节点Fig.4 Connection of lapped bars and end plate

两部分分别加工好后，将搭接钢筋部分插入到墙体钢板部分中，如图6(a)所示。由于外钢板本身就可以作为混凝土浇筑时的两侧模板，因此还需要在节点的两个侧面设置木模板。在木模板上按照搭接钢筋的位置设置相应孔洞方便搭接钢筋穿过，同时也起到了对搭接钢筋的限位作用，如图6(b)所示。此后浇筑混凝土并进行养护，如图6(c)所示。

图5 双钢板与加载装置连接节点Fig.5 Connection of outer plates and end plate

图6 构件加工过程Fig.6 Specimen fabrication

2 试验加载及量测

2.1 边界条件

由于本研究关注的是节点的轴拉性能，所以应尽可能保证边界条件接近铰接，从而释放掉端部的弯矩。因此，在实际的试验过程中节点通过铰接头与加载装置相连，如图7 所示。

2.2 加载制度

本试验按照《混凝土结构试验方法标准》[27]的要求进行单调加载，先按照力控制加载，在裂缝出现前，每一级荷载为200 kN，裂缝出现后，每一级荷载为400 kN。在钢板进入屈服后采用位移控制加载，每一级位移为2 mm。在达到钢板屈服荷载的1.25 倍或者位移达到屈服位移的5 倍时停止加载。

图7 试验装置Fig.7 View of testing apparatus

2.3 试验量测

试验中除了测量整体构件的荷载与位移，为了定量揭示钢板与插筋间的间接传力规律并探究对拉钢筋在此过程中的作用，在对拉钢筋以及墙体钢板上均布置应变片，如图8 所示。对拉钢筋上的应变片布置在其中部，钢板表面的应变片在钢板中轴线上间隔200 mm 进行布置。此外，在试验过程中对裂缝发展也进行了详细记录。

图8 应变片布置Fig.8 Locations of strain gages

3 试验现象及分析

3.1 试验现象

由于各试件在试验过程中的试验现象类似，下面以LS3 为例对试验现象进行描述。

当荷载达到1000 kN 的时候，如图9(c)所示，在锚固段靠近作动器最外侧锚固钢筋的高度出现一条纵向裂缝①。当荷载达到1200 kN 的时候，在构件混凝土左端最外侧锚固钢筋的高度出现一条新的纵向裂缝②，且有多条垂直于加载方向的横向裂缝出现。当荷载为2000 kN 时，构件混凝土右侧混凝土产生斜裂缝，此时纵向裂缝①的宽度为0.15 mm，横向裂缝③的宽度为0.05 mm。当荷载为2800 kN 时，纵向裂缝①最大宽度为0.3 mm。当荷载为2800 kN～4000 kN 时，纵向裂缝逐渐向前延伸，混凝土表面中部横向裂缝和右侧斜裂缝逐渐增多。当荷载达到4000 kN 时，纵向裂缝①的最大宽度为0.5 mm，中部横向裂缝的宽度为0.2 mm～0.3 mm，而斜裂缝的宽度④为0.3 mm。在位移加载阶段，纵向裂缝和中部横向裂缝几乎没有发展，而混凝土右侧表面不断产生新的斜裂缝。在位移达到14 mm 的时候，产生了两条主斜裂缝⑤、裂缝⑥，且此时有混凝土剥落。在角部的斜裂缝宽度达到7 mm。此后主斜裂缝的延伸方向逐渐接近水平，并延伸至构件中部。当位移达到24 mm 时，斜裂缝的宽度为10 mm。当位移达到47 mm 时，达到最大荷载5648 kN。在位移超过48 mm 时构件下侧钢板被拉断，试验结束，如图10(d)所示。

图9 试件裂缝分布图Fig.9 Crack distributions of specimens

图10 LS3 加载过程关键节点Fig.10 Key stages of LS3 during loading

所有试件的钢板均达到屈服，延性很好，并且LS2 与LS3 在试验结束时钢板均被拉断。LS1 与LS4 均在钢板屈服荷载的1.25 倍时停止加载。各试件最终的裂缝分布和极限状态如图9 和图11 所示。

3.2 荷载-位移曲线

各试件的实测荷载-位移曲线如图12 所示，主要试验结果如表3 所示。其中，δu为对应峰值荷载Pu的位移，采用能量法计算屈服位移δy，其对应荷载为屈服荷载Py。计算方法如图13 所示：在0～δu之间选取δy使得梯形OABC 的面积S2等于力-位移曲线下方ODBC 的面积S1。

可以看到，对于LS1～LS4 来说，屈服荷载均接近于纯钢板的屈服荷载4500 kN。此外，各试件延性系数均大于4，延性很好。

对比LS1～LS3 在达到屈服荷载时的割线刚度，可发现，随着搭接钢筋偏心率的减少，割线刚度明显降低。原因在于：钢筋与钢板过于接近，甚至LS2 的最外侧钢筋位于栓钉高度内，导致搭接钢筋的锚固性能下降，容易发生滑移。因此，依据本次试验参数和结果，建议实际工程中最外侧锚固钢筋与钢板之间的距离应至少在栓钉高度的基础上增加1 倍钢筋直径。

图11 各试件最终破坏状态Fig.11 Final failure mode of each specimen

图12 各构件荷载-位移曲线Fig.12 Load-displacement curves of specimens

对比LS3 与LS4 可以发现，随着对拉钢筋的配筋率减少，对于混凝土的横向约束减弱，裂缝宽度发展更快，从而导致锚固钢筋与混凝土之间的粘结受到削弱，导致滑移增加。

3.3 裂缝形态

通过观察LS1～LS4 试验过程中的裂缝发展，可以将整个搭接区域分为以下3 个区域A、B、C。以图14 中对应的试件LS2 为例，每个区域分别对应着不同的裂缝形态以及产生原因。

表3 主要试验结果汇总Table 3 Summary of important test results

图13 δy 与Py 计算方法Fig.13 Calculation of δy and Py

图14 搭接区域分区Fig.14 Different zones of lap-splice

A 区域产生的是纵向裂缝，主要原因在于钢筋在混凝土中受拉时，钢筋上的肋对于钢筋周围的混凝土产生向外的压力，从而使混凝土产生拉应变，如图15 所示。当拉应变超过混凝土开裂应变时，混凝土开裂，并沿着试件表面延伸。

图15 径向裂缝产生原理Fig.15 Principle of the occurrence of radical cracks

B 区域产生的是横向裂缝，且分布距离均匀，说明中部区的钢筋、钢板以及混凝土三者的协同工作较好。当达到混凝土开裂应变后，表面产生裂缝。

C 区域主要产生的是斜裂缝。原因在于C 区是钢板与钢筋斜向传力最集中的地方，如图16 所示，且大多裂缝角度在45°左右，最终均会形成临界斜裂缝。而且C 区域裂缝的形态与钢筋非接触搭接受拉时产生的裂缝形态类似。可以将钢板上的栓钉看作是钢筋上的肋。

图16 斜裂缝产生原理Fig.16 Principle of the occurrence of diagonal cracks

表4 比较了荷载为4000 kN 时各区域的最大裂缝宽度。可以发现，四个试件在搭接区域中部的横向裂缝的宽度大致相同，说明搭接区域的协同工作良好。对比LS3 与LS4 可以发现，对拉钢筋可以起到控制裂缝宽度的作用。此外，对比图10(c)与图10(d)，可以发现对拉钢筋能够有效控制纵向裂缝的发展。

表4 4000 kN 时各区域最大裂缝宽度 /mm Table 4 Maximum crack width of each zone at 4000 kN load

3.4 外钢板应变

在试验过程中外钢板应变变化如图17 所示。可以看到，随着外荷载的不断增大，外钢板上的应变在屈服前几乎与外荷载成线性关系。当应变超过钢材屈服应变后，有的应变迅速增大，应变片失效。接近峰值荷载时，靠近右侧的3 个～5 个应变片(W1～W5)均达到屈服状态。

为了更好地观察在同一荷载下沿着搭接长度上的应变分布，不失一般性，绘制在荷载达到3000 kN 时各试件的外钢板应变如图18 所示。其中虚线表示假设钢板应变沿着搭接长度按照线性分布的情形作为对照。可以看到各试件的应变分布基本与虚线的趋势相同，说明按照本文方法计算得到的搭接长度较为合理，能够让钢筋与钢板之间进行充分传力。值得注意的是，LS4 在搭接区域中部数据波动的原因可能是裂缝恰好穿过该处应变片。

图17 各试件外钢板应变分布Fig.17 Strain distribution of outer plates of each specimen

图18 荷载3000 kN 时外钢板应变分布对比Fig.18 Strain comparisons of outer plates at 3000 kN load

3.5 对拉钢筋应变

Bhardwaj 等[28]分析对拉钢筋在传力过程中发挥的作用时认为，拉力F 由纯钢板截面传递至钢筋时，由于非接触搭接的传力形式，会使搭接部分钢筋的合力位置与钢板之间产生间距C，从而产生不平衡力矩Mc如式(3)，该力矩有让整个截面发生撕裂破坏的趋势，其中C 的大小与钢筋的布置方式有关。由于搭接钢筋在搭接长度满足规范要求的情况下均能锚固良好，受力均匀，所以假设单侧各搭接钢筋与钢板的距离为yi，则偏心率定义如式(4)：

式中：m 为单侧搭接钢筋的数量；tsc为组合墙体的厚度。

前i 根对拉钢筋可以产生抵抗力矩MR(i)如式(5)、式(6)和图19 所示，从而有效阻止该破坏形式的出现。

图19 假设的对拉钢筋应变分布Fig.19 Assumed strain distribution of tie bars

式中：σi为第i 根对拉钢筋的应力；Si为第i 根钢筋距离右侧钢板边缘的距离。当i 等于对拉钢筋的数量n 时，MR(n)为所有对拉钢筋产生的抵抗力矩，该抵抗力矩与由于非接触式搭接产生的不平衡力矩Mc相等，如式(7)所示。此外，还假定对拉钢筋应变沿着力传递长度Lemb呈线性分布，如式(8)。

如图20 所示，本次试验量测得到的对拉钢筋应变沿着搭接长度并非按照线性分布。在试件屈服以前，A 区域第一排对拉钢筋(D11)应变远超过其他钢筋，主要原因在于在该区域会出现沿着搭接钢筋的纵向裂缝，因此当裂缝穿过对拉钢筋时会导致对拉钢筋应变增大。B 区域的对拉钢筋应变在整个加载过程中都较小。C 区域的对拉钢筋在出现斜裂缝后应变也迅速增加。

进一步比较在各试件屈服荷载时按照线性分布的理论抵抗力矩与实际抵抗力矩的区别如图21所示，理论抵抗力矩的大小按照式(3)计算。由于，LS2 和LS4 有部分对拉钢筋失效，因此此处仅能计算LS1 与LS3 的情况。可以发现，理论抵抗力矩和实际抵抗力矩的最大值比较接近，从而验证了式(7)的正确性，说明了对拉钢筋具有防止此类节点发生混凝土分层破坏的脆性破坏形式。并且可以看到D11 对于抵抗力矩的贡献最大。

由于D11 的应变较大，因此单独提取其整个加载过程中的应变变化情况进行比较，如图22 所示。可以看到在对拉钢筋配置相同时，荷载大于2000 kN 后，随着偏心率的降低，第一排对拉钢筋应变降低。这主要是因为当偏心率降低后，钢板与钢筋间的传力更直接，不平衡力矩更小。而当搭接钢筋位置相同时，随着对拉钢筋的减少，第一排对拉钢筋的应变增大。

4 设计建议

综合本文试验的结果以及已有的相关研究，除了规范中的相关要求，在本节对此类插筋式非接触搭接节点提出设计建议。

图20 各试件对拉钢筋应变Fig.20 Strains of tie bars of each specimen

图21 实际抵抗力矩与理论抵抗力矩的比较Fig.21 Comparison of the measured and theorical MR(i)

图22 D11 应变对比Fig.22 Strain comparison of D11

结合Katayama 等[21]以及Seo 和Varma[22]的试验研究，目前此类节点可能发生的破坏模式包括： 1)钢板屈服；2) 搭接钢筋锚固长度不足导致的滑移破坏；3) 对拉钢筋不足导致的混凝土撕裂破坏。除此之外，还有可能因为：4) 搭接钢筋配置过少导致其先于钢板达到屈服以及5)由于钢板上的栓钉设置不足导致钢板与混凝土之间的界面破坏。在上述破坏模式中，本文发生的破坏模式钢板屈服是一种延性破坏模式，并且满足“强节点，弱构件”的设计思想，所以建议将该模式作为节点设计时的理想破坏模式。为实现此种破坏模式，避免其他破坏模式的出现，下面对于搭接钢筋、对拉钢筋和栓钉的设计提出建议。

对于搭接钢筋，其数量以及强度应按照使搭接钢筋的总抗拉承载力不低于双钢板组合墙的纯钢板抗拉承载力的1.25 倍来进行设计，从而保证在极限状态下钢板先进入屈服，避免第4 种破坏模式的出现。并且，为了防止出现第2 种破坏模式，搭接钢筋的搭接长度应该按照式(2)来进行计算。此外，依据LS4 的试验参数和结果，建议实际工程中最外侧搭接钢筋与钢板之间的距离应至少在栓钉高度的基础上增加1 倍钢筋直径。

对于对拉钢筋，由于第3 种破坏模式是一种脆性破坏，所以应该重视并偏于保守地来进行考虑从而避免该种破坏模式的出现。根据3.5 节中对于对拉钢筋应变的分析，发现接近基础顶面的对拉钢筋对抵抗不平衡力矩的贡献最大，应该采取加密措施或采用更大直径的钢筋。建议在设计中偏于保守地只考虑第一排钢筋对于抵抗不平衡力矩的作用，以钢板达到屈服为极限状态，那么第一排每根钢筋的设计拉力值Freq可按下式计算：

式中：st为对拉钢筋横向间距；tp为单侧钢板厚度。根据式(10)计算得到的LS1/LS2/LS3 试件在钢板屈服时的第一排钢筋应变分别为2051 µε、1197 µε、1659 µε，试验量测结果分别为1938 µε、1008 µε、1425 µε，两者吻合较好，且对拉钢筋均未屈服。对于LS4，按照式(9)计算，对拉钢筋早已屈服，超出了其适用范围。

在实际结构设计中，还需要将根据式(9)计算的钢筋面积与按照组合墙面外抗剪需求或构造要求计算的钢筋面积进行叠加，得到最终设计结果。

最后，按照《核电站钢板混凝土结构技术标准》[4]以及《电弧螺柱焊用圆柱头焊钉标准》(GB/T 10433−2002)[26]来进行栓钉设计，通过满足完全剪力连接即可避免第5 种破坏模式的出现。