新型叠合柱-混凝土梁中节点受力性能研究

2022-02-04凌育洪廖昊鹏胥竞航周靖方小丹

华南理工大学学报（自然科学版） 2022年11期

凌育洪廖昊鹏胥竞航周靖方小丹，4†

（1.华南理工大学亚热带建筑科学国家重点实验室，广东广州 510640；2.华南理工大学土木与交通学院，广东广州 510640；3.中新国际联合研究院，广东广州 510640；4.华南理工大学建筑设计研究院有限公司，广东广州 510640）

钢管混凝土叠合柱是一种承载能力高、抗震性能优越、施工方便快捷，且防火、防锈蚀能力好的竖向构件，常应用于高层建筑结构。由于现有钢筋混凝土梁-叠合柱节点构造复杂、施工不便，很大程度制约着叠合柱的推广应用。混凝土梁梁端剪力的传递没有困难，节点构造的关键在于梁端受拉纵筋拉力的传递。聂建国等［1］和谭文勇［2］对不同外加强环形式的叠合柱-钢筋混凝土梁节点构件进行研究，结果表明增设外加强环的结构具备良好的力学性能。周颖等［3］提出一种钢管混凝土叠合柱环梁节点，并对节点的破坏模式、承载力进行研究，结果表明环梁节点在概念上正确可行，合理的节点设计使构件具有良好的延性。赵剑［4］对钢管混凝土叠合柱-混凝土梁节点的滞回性能进行研究，结果表明此类节点具有良好的抗震性能，影响该类节点滞回性能的关键因素为柱轴压比和梁的抗弯承载力。Ma等［5］针对4种形式的钢管混凝土叠合柱-钢筋混凝土梁节点的抗震性能进行研究，试验观察到4种形式的节点均具有良好的抗震性能。现有对钢管混凝土叠合柱-混凝土梁节点的研究大多没有考虑楼板的贡献，实际上楼板的存在会对节点性能产生影响。钱炜武［6］对带楼板的钢管混凝土叠合柱-钢梁节点的抗震性能进行了研究，结果表明楼板会影响核心区剪力的传递，楼板的存在可以有效地将梁端荷载传递到核心区管外混凝土，提高核心区初始抗剪刚度。郑稣庭［7］进行了4个钢管混凝土叠合柱-钢梁连接节点的滞回试验，结果表明节点的滞回曲线较为饱满，柱轴压比、梁柱抗弯承载力比以及节点处有无楼板对节点承载力有较大影响。Liao等［8］研究了带楼板的钢管混凝土叠合柱-钢梁节点，结果表明这两种节点在往复荷载下传力可靠，楼板的存在提高了节点的极限承载能力。

由于规范对钢筋混凝土梁纵向钢筋在框架柱内的直锚段有最小长度要求，现有的节点形式均有各自特点。环梁节点［9］具有良好的延性与耗能能力，通过合理的设计可实现“强节点、弱构件”，梁纵筋在环梁中的有效锚固使节点内力能可靠传递，节点的良好延性与受力性能证明环梁节点安全可行。加劲短钢梁与加强环板的组合可以使塑性铰远离节点核心区，提升了试件的极限承载能力；廖飞宇等［10］基于对此节点形式的研究发现，由于钢筋与混凝土的粘结滑移，导致滞回曲线捏拢，说明确保钢管混凝土叠合柱-混凝土梁节点的梁纵筋在柱内的锚固对于节点性能非常重要。马丹阳［11］提出了3种节点构造形式：翅片（节点区内钢管从上至下焊接的一块钢片，用于与部分梁纵筋进行焊接）节点可以提升核心区抗剪承载力，套筒、环板节点可以提升施工速度。梁纵筋与外加强环焊接［12］、钢管开洞与焊接加强板［13-15］等节点形式虽然会导致现场焊接工作量有所增加，但能保证梁纵筋锚固可靠。

从前述钢管混凝土叠合柱-混凝土梁节点构造来看，大都存在构造复杂、现场焊接施工量大、混凝土浇捣困难等缺点。本研究提出一种施工便捷的节点构造，柱内增设两道位于钢管外侧、梁柱节点混凝土区域内的上、下环形钢筋，梁纵筋端部分别以卡扣（型）、弯折（L型以及型）的形式与柱内的环筋连接锚固。3种形式的连接无需在钢管壁开洞，且钢管外无需焊接环板、钢牛腿等与梁纵筋连接的附加板件，由柱内环筋传递、平衡框架梁纵筋的拉力。3种连接构造如图1所示。采用卡扣型连接时，梁纵筋端部焊接一段长度为5d的同直径短钢筋（d为梁纵筋直径）；采用弯折L型弯折连接时，梁纵筋在柱中环筋内侧弯折成L形，弯折长度不小于20d且在端部焊接长度为5d的短钢筋；采用型弯折连接时，梁面筋、底筋为一个整体，不截断。

图1 节点连接构造示意Fig.1 Schematic diagram of joint construction

基于“强节点、弱构件”的设计原则，为保障叠合柱中环筋始终维持较大刚度，环筋面积Ash与梁受拉纵筋面积Ask有如下关系［16］：

其中，fyk为梁纵筋屈服强度，fyh为柱中环筋屈服强度，k为柱中环筋面积的取值系数（文中节点试件k取0.6）。

本研究重点介绍5个中间节点试件的单调静力加载试验结果，考察节点试件的裂缝分布及发展、破坏形态、承载力以及延性，揭示梁纵筋锚固构造的传力机制，并且进行试验仿真模拟分析。

1 试验概况

1.1 试件设计

试件参数见表1，试件尺寸及配筋构造见图2，钢筋骨架见图3，各节点的详细构造见图4。

图4 节点构造示意图（单位：mm）Fig.4 Schematic diagram of the joint（Unit：mm）

表1 试件参数Table 1 Specimen parameters

图2 试件尺寸及配筋构造（单位：mm）Fig.2 Dimension and reinforcement details of test specimens（Unit：mm）

图3 成型钢筋骨架Fig.3 Details of finished reinforcement skeleton

1.2 试件制作及材性试验

箍筋与钢管壁上的抗剪环筋采用HPB300钢筋，其他均采用HRB400钢筋。钢管内混凝土等级为C60，梁和钢管外混凝土等级为C40。混凝土强度和钢材强度按照标准方法确定（其中钢筋的弹性模量为2.0×105N/mm2），结果如表2、表3所示。

表2 混凝土强度Table 2 Concrete strength N/m m2

表3 钢材强度Table 3 Steel strength N/mm2

1.3 加载装置及加载制度

试验加载装置如图5所示，柱底为固定铰支座，柱顶为活动铰支座。为提高构件稳定性，在柱顶端设置水平约束支撑。采用液压千斤顶对柱施加1690kN的柱顶恒定荷载（轴压比0.3）；MTS电伺服作动器施加水平荷载（左梁向上加载，右梁向下加载）。加载制度如图6所示，全程采用位移控制，试件屈服前每级位移控制为2 mm，屈服后每级位移控制为4 mm。当试件发生严重损坏或测试荷载下降到峰值荷载Pm的85%以下时，认定试件被破坏，停止加载。

图5 试验装置Fig.5 Test device

图6 位移控制加载Fig.6 Displacement controlled loading

1.4 测点布置及量测方案

量测加载过程梁柱纵筋和箍筋的应变、梁端位移、柱中环筋应变；记录梁柱裂缝的开展、混凝土损伤和试件破坏的特征点。所有试件的应变片测点一致，以JK-2为例，应变片布置如图7所示。在距柱轴线和梁轴线300 mm处安装位移计来测节点处梁柱相对转角，位移计布置如图8所示。

图7 应变片布置示意图Fig.7 Diagram of arrangement for strain gauge

图8 位移计布置示意图Fig.8 Diagram of displacement meter layout

2 试验结果及分析

2.1 试件破坏过程及破坏形态

5个试件的破坏过程类似，均为梁端截面的弯曲破坏。以JK-1为例，试件在加载前期处于弹性阶段，荷载-位移曲线呈线性增长；位移增加至2mm时，左右梁受拉区出现第一条裂缝，裂缝宽度约0.02 mm，最大长度约18 cm，此时左梁荷载为14.5kN，右梁荷载为15.6kN；位移达到12mm时，梁受拉纵筋最大应变为2380×10-6，试件的荷载-位移曲线开始出现转折，可以认为试件屈服，此时左梁位移为12.1 mm、荷载为46.6 kN，右梁位移为10.8mm、荷载为43.5kN。试件屈服后每级位移增至4mm；位移增加到36mm时，右梁根部受压区混凝土保护层发生水平裂缝，梁受拉区最大裂缝宽度达到2.5mm；位移增加到54mm时，左右梁根部受压区混凝土压溃、剥落，此时梁受拉区最大裂缝宽度约为5 mm。位移增加到110 mm时，左右梁的荷载-位移曲线均出现峰值，此时左梁位移为107.8mm、荷载为64.3 kN，右梁位移为111.9 mm、荷载为61.6 kN。最终位移达到130 mm，荷载降至峰值的85%以下时，认定试件破坏。图9为试件JK-1破坏过程，试验自加载开始至结束，未观察到梁纵筋与柱中环筋发生滑移脱落，表明卡扣锚固良好，连接构造安全可靠。

图9 试件JK-1破坏过程Fig.9 Failure process of test specimen JK-1

所有试件的破坏过程都是相似的，均为梁端截面的受弯破坏。破坏的过程如下：随着荷载的不断增大，梁端弯矩随之增大，拉区混凝土达到极限抗拉强度后出现裂缝，梁受拉纵筋达到屈服后，试件发生名义屈服；梁受压区混凝土开始受压开裂，直至压碎剥落；荷载达到峰值后，节点承载力开始下降，最终发生破坏。5个试件的最终破坏形态如图10所示。与梁连接的柱表面发生开裂的原因是由于试件没有楼板的约束，环筋受拉向外凸出，带动柱纵筋、箍筋向外变形而使柱混凝土保护层受拉开裂。特别的是JK-4与JK-5节点区柱表面混凝土保护层开裂严重，裂缝数量较多。

图10 试件最终破坏形态Fig.10 Final failure diagram of test specimens

2.2 荷载-位移曲线

在试验过程中观察确定开裂位移（Δcr）和开裂荷载（Pcr），使用屈服弯矩法确定屈服位移（Δy）和屈服荷载（Py），定义从峰值下降到85%时的荷载为极限荷载（Pu），对应位移为极限位移（Δu）。各试件的特征点位移及荷载如表4所示，各试件的荷载-位移曲线如图11所示。

表4 试件特征点荷载和位移Table 4 Characteristic loads and displacements of specimens

由图11可见，加载初期试件处于弹性阶段；随着位移增大，试件进入屈服阶段，刚度下降；承载力在达到峰值前试件有较充分的塑性发展段；达到峰值后开始下降，最终试件发生破坏。5个试件的荷载-位移曲线反映出来的受力特征与普通RC梁柱节点的受力特征相近，新型节点构造锚固可靠。

图11 各试件的荷载-位移曲线Fig.11 Load-displacement curve of test specimens

由于试件被测试时处于竖直状态，左右梁加载方向不同，受到混凝土梁以及加载端厚钢板自重的影响，在同位移等级下每个试件左右梁上对应荷载存在差异。

由图11可知，5组试件的荷载-位移曲线基本一致，表明3种节点具有类似的传力机理，较长的塑性变形阶段表明3种节点均具有良好的延性。

由图11（c）、11（d）可知，试件发生屈服后，在相同的位移下JK-2对应的荷载值比JK-1稍大，表明节点域配箍率越大，节点的承载能力略微提高。对于JK-2、JK-3，两条曲线较为接近，均未发生锚固失效，表明节点设计时焊接短钢筋长度可以取4倍纵筋直径。

2.3 转角和延性

把加载点位移（Δ）与加载点到柱侧面最短距离（H）的比值定义为梁旋转角度（θ），即θ=Δ/H；延性系数μ是衡量节点变形能力的重要参数。位移延性系数为极限位移Δu与屈服位移Δy之比，即μ=Δu/Δy。最终破坏时5个试件的转角与延性系数如表5所示。

表5 转角和延性系数Table 5 Drift ratio and ductility factor

由5个试件的荷载-位移曲线可知，承载力达到峰值前，混凝土梁均经过较长一段塑性变形。比较5个试件的延性系数和转角可得：各试件转角平均值均大于1/11，远高于规范的限值1/125；3种锚固构造中，节点的延性系数均大于普通RC梁柱节点的延性系数3；节点锚固构造、节点域配箍率及焊接短钢筋长度都对延性系数、转动角度影响不大，5个试件均有良好的延性和变形能力。

2.4 应变分析

左右梁的受拉纵筋与受拉、受压环筋的荷载-应变曲线如图12所示。由图12（a）和图12（b）可以得出受拉纵筋屈服时的应变约为2 000×10-6～2 500×10-6，可以得出，所有试件的梁纵筋都能在构件屈服、破坏前达到屈服。

将图12（c）、12（d）和图12（a）、12（b）比较后可知，所有试件的受拉侧柱中环筋都在梁纵筋屈服后达到屈服或者接近屈服。

图12 钢筋的荷载-应变曲线Fig.12 Load-strain curve of reinforcement

由图12（e）和图12（f）可知，受压侧环筋的荷载-应变曲线未呈现规律且压应变小，这是因为受压侧环筋受到的压力小。

3 试验仿真模拟

3.1 模型建立

在试验结果基础上，采用ABAQUS建立仿真模型分析。采用混凝土损伤塑性本构模型，钢筋选取双折线模型。混凝土采用C3D8R八节点三维实体单元；钢筋采用T3D2三维桁架两节点单元；钢管采用S4R薄壳单元。

钢筋骨架与混凝土的约束方式选用Embedded模式，忽略钢筋与混凝土之间的相对滑移；钢管与内外混凝土采用“硬接触”定义界面的法向接触关系；切向接触关系采用“库伦摩擦”模型模拟钢管于混凝土之间的粘结滑移关系，如图13。考虑到收敛性、计算的精度和效率，对节点核心区混凝土、钢筋、钢管的网格进行局部加密。型节点经过简化处理后，不考虑焊接在纵筋端部的短钢筋长度。

图13 库伦摩擦模型Fig.13 Coulomb friction model

3.2 模拟结果分析

图14 试件JK-1的混凝土主压应力云图Fig.14 Principal compressive stress of concrete for test specimen JK-1

图15 试件JK-1的钢材Mises应力云图Fig.15 Steel Mises stress for test specimen JK-1

图16 试件JK-1的模型节点变形图Fig.16 Diagram of node deformation for test specimen JK-1

由上图可知，梁根部受压区处出现混凝土的最大主压应力，与试验结果相符；左右梁的柱中环筋受拉侧明显受到较大拉应力。另外，节点区的柱箍筋有较为明显的拉应力，表明柱箍筋在加载过程中会受到来自混凝土梁的拉力作用，产生向外变形，与试验现象一致。受压侧环筋没有拉应力。

试件JK-1、JK-2、JK-4、JK-5承载力试验值与模拟分析值的对比如表6所示，试验与模拟分析的荷载-位移曲线如图18所示。由表6、图18可得，模拟分析结果与试验结果基本吻合，两者最大承载力误差均不超过7%。对比3种节点构造的模拟结果，发现不同节点构造的最大承载力没有明显差异。总体上，力学模型若能进行合理的参数选取，仿真模拟反映的节点受力性能是可信的。

图18 试验与模拟的荷载-位移曲线比较Fig.18 Comparison of load-displacement curves between test results and simulation results

表6 最大承载力试验值与分析值比较Table 6 Comparison of bearing-capacity between test values and analysis values

3.3 参数化分析

在JK-1数值模拟分析基础上，对节点的静力性能进行参数化分析。主要影响参数包括：有无楼板以及楼板配筋率、节点域配箍率。

（1）有无楼板以及楼板配筋率

有无楼板以及不同楼板配筋率情况下的荷载-位移曲线如图19所示。由图19可知，因为加载方向不同，楼板对左梁受拉侧承载力几乎没有贡献，而显著提升右梁的承载力，且随着楼板配筋率的增大，节点承载能力与初始刚度增大，楼板配筋率由0.42%提高到1.67%，节点极限承载力提高了约35%。

图19 有无楼板及不同楼板配筋率情况下的荷载-位移曲线Fig.19 Load-displacement curves with and without slab and with different slab reinforcement ratios

（2）节点域配箍率

不同节点域配箍率（配箍率分别为0.6%、0.9%、1.2%、1.6%、2.1%）下的荷载-位移曲线如图20所示，节点域配箍率为2.1%时的极限承载力比节点域配箍率为0.6%时仅提高7.7%。不同节点域配箍率试件的荷载-位移曲线发展规律几乎一致，承载力随着配箍率增大而略微提高，因此合理地选择节点域箍筋间距能兼备承载力与施工的便捷。