带RC楼板双槽钢组合截面构件恢复力模型

2021-03-30冉红东蔡洲鹏冯俊翔卢嘉玮

西安建筑科技大学学报（自然科学版） 2021年1期

冉红东，蔡洲鹏，冯俊翔,卢嘉玮

(西安建筑科技大学土木工程学院，陕西西安 710055)

交错桁架钢框架结构主要由柱、桁架和楼板组成，具有施工速度快、实用和经济效益好等特点，符合我国绿色建筑及装配式建筑发展趋势[1-5].研究[6]表明，混合式交错桁架结构耗能能力和延性性能均较差，且结构破坏呈脆性，不适合在高烈度地区应用.为改善该结构的抗震性能，有学者将桁架跨中空腹节间设计为延性区段，提出了延性交错桁架钢框架结构[7-8]的概念.在罕遇地震作用下，因该结构延性区段进入塑性耗能，而其余部分保持弹性，故延性区段弦杆的抗震性能成为延性交错桁架钢框架结构抗震设计的关键.

近年来，国内外许多学者对带楼板的节点、框架和构件等进行了一系列研究.卢林枫等[9]对带混凝土楼板的钢框架梁柱弱轴连接节点的滞回性能进行了试验研究.研究表明，由于楼板的影响，梁下翼缘出现了不同程度的开裂.徐晋东等[10]对两个1∶2缩尺的带楼板钢管混凝土柱钢梁节点试件进行了往复加载试验，结果表明，楼板的存在使节点表现出了良好的耗能能力.Li等[11]通过对5个带楼板节点和1个无楼板节点进行循环荷载试验，主要研究了楼板对梁截面削弱型(RBS)节点抗震性能的影响.结果表明，组合节点具有良好的抗震性能，并建议在设计RBS型节点时应考虑楼板的影响.王勤等[12]为研究楼板对钢筋混凝土柱和钢梁组成的框架(RCS框架)抗震性能的影响，完成了两榀1∶3缩尺RCS框架的拟静力试验和有限元分析.结果表明，楼板的存在虽然提高了框架的承载力，但降低了其延性.周旺保等[13]通过对4根钢-混凝土组合箱梁试件进行循环荷载试验研究，提出了考虑界面滑移的钢-混凝土组合箱梁正向、负向截面弹性刚度及截面屈服弯矩计算方法，并建立了组合箱梁的恢复力模型.以上研究多是考虑楼板对节点抗震性能的影响，鲜有学者考虑楼板对双槽钢组合截面构件的影响，并建立其恢复力模型.

根据大量从试验中获得的恢复力与变形的关系曲线，再经适当抽象和简化可得到恢复力模型.它能很好地反映结构及构件的承载力、刚度和耗能能力等抗震性能，建立合理的恢复力模型是进行结构及构件非线性地震反应分析的基础[14-15].已有学者[16-17]对延性区段双槽钢组合H型截面构件和双角钢组合截面构件进行了试验研究，并根据构件的滞回特性建立了相应的恢复力模型.但在实际工程中，延性区段弦杆与混凝土楼板协同工作.因此，本文对4个带RC楼板的双槽钢组合截面试件进行了拟静力试验，得到试件的破坏形态和滞回性能，并基于试验结果建立考虑刚度退化的带RC楼板双槽钢组合截面构件在常轴力和往复弯曲下的恢复力模型.

1 试验概述

1.1 试件设计

带RC楼板双槽钢组合截面试件取自一个延性交错桁架钢框架结构延性区段，试件取样位置如图1所示.为了研究填板间距、有无加劲肋和腹板高厚比对试件抗震性能的影响，共设计了4个足尺带RC楼板的双槽钢组合截面试件，试件几何尺寸和剖面图如图2所示.

图1 试件取样位置Fig.1 Sampling place of specimens

槽钢采用Q235B 级的[25a 和[25b 热轧槽钢.RC楼板的厚度为120 mm，其宽度根据《钢结构设计标准》(GB50017-2017)[18]中关于钢筋混凝土楼板有效宽度的计算取为1 000 mm，混凝土强度等级为C30.板内钢筋均采用HPB300热轧钢筋，横向分布钢筋为Φ8@150，纵向受拉钢筋为Φ10@125，混凝土保护层厚度为20 mm.RC楼板与槽钢之间布置Φ16×100 栓钉作为抗剪连接件，以满足规范规定的完全剪力连接.

图2 试件几何尺寸Fig.2 Dimensions and details of specimens

1.2 材性试验

试验所用的钢材、钢筋和混凝土都要进行材性试验，其主要材料性能见表1、表2和表3，表中数据均为材料性能的平均值.

表1 钢材材料性能Tab.1 Material properties of steel

表2 钢筋材料性能Tab.2 Material properties of reinforcement

表3 混凝土材料性能Tab.3 Material properties of concrete

1.3 加载及量测方案

试验时，首先由竖向千斤顶施加轴压比为0.2的常轴力.然后利用作动器在距构件自由端200 mm处施加水平荷载，试验装置如图3所示.水平荷载按照《建筑抗震试验规程》(JGJ /T 101-2015)[19]规定的荷载-位移控制加载制度施加，如图4所示.试件屈服前按荷载控制，每级荷载增量为50 kN，每级循环一周；屈服后按位移控制，每级位移增量为8 mm，每级循环三周，直至试件出现明显断裂或荷载下降为峰值荷载85%以下时，停止加载.

图3 试验装置Fig.3 Test setup

图4 循环加载制度示意图Fig.4 Schematic diagram of cyclic loading system

在试件加载端和地梁一端布置位移计，分别用于测量加载点位移和监测地梁的滑移.在距节点板上方约100 mm 处布置应变片来观测槽钢的应力及应变变化.在楼板内的纵向钢筋和楼板表面布置应变片，分别用于测量纵向钢筋和楼板的应力及应变变化.位移计及应变片布置见图5～6.

图5 槽钢的应变片和位移计布置图Fig.5 Arrangement of strain gauges and transducers for channel steel

图6 楼板应变片布置图Fig.6 Arrangement of strain gauges for the slab

2 试验结果及滞回特性分析

2.1 试验现象及破坏形态

在荷载控制加载阶段，试件几乎处于弹性阶段，无任何肉眼可见的现象产生.试件屈服后，进入位移控制加载阶段，试件SJ1在位移为32 mm的第一循环负向加载时(对应荷载为169 kN)，节点板附近的构件下翼缘出现明显屈曲.随后，在第三循环负向加载时(对应荷载为143 kN)，节点板附近的腹板出现明显的鼓曲变形，双肢间距变大.当正向加载至56 mm的第二循环时(对应荷载为365 kN)，槽钢与节点板连接处的腹板出现裂缝，随后腹板裂缝进一步开展并导致槽钢下翼缘发生断裂.试件破坏形态如图7(a)所示.试件SJ2由于填板间距减小为20i，其中i为单槽钢绕弱轴的回转半径，故在位移为40 mm的第三循环负向加载时(对应荷载为137 kN)，节点板附近的槽钢腹板才出现较为明显的鼓曲变形，且未发生断裂破坏.试件破坏形态如图7(b)所示.试件SJ3在塑性铰区域增设加劲肋，当正向加载至40 mm的第一循环时(对应荷载为454 kN)，槽钢与节点板的连接焊缝处，翼缘开始出现微小撕裂，随后便出现裂缝，最终两侧槽钢下翼缘全部断裂.试件破坏形态如图7(c)所示.与试件SJ1相比，试件SJ4的腹板厚度增加，当负向加载至40 mm 的第一循环时(对应荷载为228 kN)，槽钢下翼缘才出现明显的局部屈曲现象.后期加载过程中，翼缘屈曲更加明显，且槽钢上翼缘也出现屈曲现象.试件破坏形态如图7(d)所示.

图7 试件破坏形态Fig.7 The failure modes of specimens

所有试件的RC楼板的试验现象基本一致，在进行位移控制加载的初期，楼板出现了一些横向和竖向裂纹，加载后期节点板附近的楼板表面出现斜裂缝，最终地梁附近的楼板底部被压碎，混凝土脱落，如图所示7(e)所示 .

2.2 滞回曲线

各试件滞回曲线如图8所示.由图可知，除试件SJ3由于槽钢翼缘发生严重的断裂现象，导致其滞回环相对较小外，其余滞回曲线均较为饱满.所有试件的滞回曲线均不对称，正向滞回性能明显优于负向滞回性能，这是由于钢筋混凝土楼板与槽钢的组合作用，提高了构件的正向承载力和刚度.

图8 试件滞回曲线Fig.8 Hysteretic curves of specimens

2.3 骨架曲线

各试件骨架曲线如图9所示.所有试件在屈服点、峰值点和极限点对应的弯矩和转角如表5所示.结合图9和表4，可以得出以下结论：

(1)总体来看，各试件骨架曲线均不对称，正向加载性能明显优于负向加载性能，这是由于楼板的组合作用，正向加载时楼板受压，充分发挥了混凝土良好的抗压性能.

(2)在整个加载过程中，试件SJ1和试件SJ2的骨架曲线基本重合，说明减小填板间距，对构件的承载力和刚度影响较小.正向加载初期，各试件骨架曲线基本重合，加载后期，试件SJ1和试件SJ3由于节点板与槽钢连接焊缝处翼缘出现撕裂，导致其承载力和刚度出现不同程度下降.负向加载时，试件SJ3和试件SJ4的骨架曲线明显高于试件SJ1，试件SJ3和试件SJ4的峰值荷载相比试件SJ1的分别提高了28.42%和33.88%，表明在塑性铰区域设置加劲肋以及减小腹板高厚比可以显著提高试件负向承载力.

图9 试件骨架曲线Fig.9 Skeleton curves of specimens

3 构件恢复力模型

建立恢复力模型的方法主要有理论方法和试验拟合方法等[20].本文基于对构件的拟静力试验建立带RC楼板双槽钢组合截面构件的恢复力模型.由于试件SJ3发生了较为明显的断裂破坏，使其承载力、刚度和耗能能力在加载后期出现突降，与实际工程要求不符.因此，本文利用试件SJ1、试件SJ2和试件SJ4的试验结果，采用试验拟合方法建立构件恢复力模型.

表4 骨架曲线特征点试验结果Tab.4 The characteristic points of the skeleton curve

3.1 骨架曲线模型

由于各试件的峰值荷载和对应转角各有不同，很难用一个统一的公式加以表达，所以需要将试验所得骨架曲线无量纲化.构件峰值荷载(Mm)和相应位移(θm)确定较为准确，故可作为无量纲化的基准点，从而得到M/Mm与θ/θm曲线，见图10.由图可知，可采用以屈服荷载点、峰值荷载点和极限荷载点为控制点的三线型模型为骨架模型，如图11所示.将试验数据无量纲化并进行回归分析，得到的骨架模型各阶段的直线回归方程见表5.

图10 无量纲骨架曲线Fig.10 Normalized skeleton curves

图11 三折线骨架曲线模型Fig.11 Trilinear skeleton curve model

表5 骨架曲线恢复力模型回归方程

3.2 刚度退化规律

加载刚度的确定应该考虑每次荷载从零点开始加载时残余变形的影响，因此，将试件正向加载终点与加载开始零点之间的数据点进行线性拟合，所得直线的斜率即为正向加载刚度K1，同理可得负向加载刚度K2、正向卸载刚度K3和负向卸载刚度K4.采用初始刚度K0，即初次加载弯矩-转角曲线的切线刚度，作为基准点对所有试件刚度进行无量纲化处理并进行回归分析，从而得到K/K0与θ/θm曲线，如图12所示.而回归分析得到的刚度退化公式如下：

(1)

(2)

(3)

(4)

图12 刚度退化规律Fig.12 Stiffness degradation curves

3.3 恢复力模型及试验验证

结合骨架曲线模型和刚度退化规律，建立刚度退化的三折线恢复力模型，如图13所示.模型滞回规则：在弹性阶段时，构件加、卸载均以弹性刚度沿弹性段进行；当构件屈服后，进入强化阶段时，构件加、卸载将分别以刚度K2、K3、K4和K1沿12段、23段、34段和41段进行；最后，当构件进入破坏阶段时，滞回规则同上.