节点区外包钢套预制混凝土异形柱-钢梁节点研究

2021-02-11张锡治刘健敏

结构工程师 2021年6期

张锡治刘健敏

（1.天津大学建筑设计规划研究总院有限公司，天津 300072；2.滨海土木工程结构与安全教育部重点实验室，天津大学，天津 300072；3.天津大学建筑工程学院，天津 300072）

0 引言

钢筋混凝土柱-钢梁（RCS）混合框架结构充分发挥钢筋混凝土柱抗压性能好、钢梁抗弯承载力高的特点，应用越来越多［1］。异形柱肢宽与墙厚相同，解决了室内露柱问题，给用户良好的使用感受［2］，因此钢筋混凝土异形柱-钢梁体系有很大的应用空间。

异形柱较窄的肢宽导致了节点抗剪承载力不足，因此在地震作用下异形柱节点抗震性能薄弱问题较为突出。目前，国内大量学者对各类异形柱节点开展了大量的试验和理论研究。戎贤等［3］研究了X形配筋增强异形柱边节点的抗震性能，结果表明在异形柱核心区加入X形配筋能有效延缓节点核心区裂缝开展，改善节点的破坏形态，提高边节点的抗震性能。张锡治等［4］提出一种混凝土异形柱-钢梁装配式框架节点并进行受剪性能试验研究，受剪性能试验表明，节点区设置X形钢筋或X形钢板能有效提升节点抗剪承载力，改善节点抗震性能。陈宗平等［5］研究了型钢混凝土异形柱-钢梁空间边节点在不同配钢形式、加载角度和轴压比下的抗震性能，结果表明实腹式配钢试件承载能力最大，刚度退化最轻，角度为45o的试件节点抗剪承载力最大，提高轴压比能增强节点的受剪承载力和耗能能力。薛建阳等［6］研究了矩形钢管混凝土异形柱-钢梁框架节点的抗震性能和破坏特征，结果表明，试件的破坏模式为节点区柱腹板的剪切破坏和柱腹板焊缝破坏，试件滞回曲线饱满，节点域的变形和耗能能力较强。刘景琛等［7］对4个异形钢管混凝土柱-钢梁框架节点进行了低周反复加载试验，研究其抗震性能。结果表明，4个试件滞回曲线均较饱满，耗能能力较好，十字形柱外环板节点的抗震性能优于十字形竖向肋板节点。苗纪奎等［8］提出一种方钢管混凝土柱-钢梁外肋环板节点并进行单向拉伸试验，分析了外肋环板节点梁翼缘受拉模型的传力机理，提出了基于屈服线理论的节点承载力公式。文献［3-7］对各种形式的异形柱节点进行了抗震性能试验，但在提高装配效率和减少成本方面仍需完善。

为提高异形柱节点的装配效率并降低成本，本文基于钢筋混凝土异形柱-钢梁体系的优势，结合标准化模具、工业化生产的理念，提出一种节点区外包钢套预制混凝土异形柱-钢梁节点（图1）。本文对节点构造进行优化，并基于塑性铰线法［8］改进肋板承载力公式得出适用于本文节点的承载力公式，为实际工程应用提供参考。随后基于选定的节点构造进行梁柱节点抗震性能研究，分析此类节点的抗震性能。

图1 外包钢套的预制混凝土异形柱-钢梁节点Fig.1 Precast concrete special-shaped column-steel beam connection with steel jacket

1 试验概述

1.1 试件设计

梁在竖向荷载的作用下，梁柱节点一般同时受到剪力和弯矩的共同作用，其中弯矩荷载M可等效为梁端上下翼缘的一对力偶F，表现为在梁端上翼缘位置处受到拉力F的作用，下翼缘受到压力作用。在实际工程中，由于受到梁端腹板等构件的影响，荷载的传递及分配难以直观考察。因此，以梁翼缘受拉模型为研究对象，本文设计了6个单向拉伸试件（J1—J6），研究节点区外包钢套厚度和外包钢套内的构造如锚固钢筋截面面积、设置对拉钢筋等因素对节点承载力和破坏模式的影响。随后在拉伸试验基础上，对选定外包钢管构造的梁柱节点试件（KZ）进行抗震性能试验。

试件尺寸如图2所示，试件节点区外包钢套由4块钢板焊接而成，其中2块为冷弯成型的L形钢板，并在节点区阴角处的外包钢套内焊接锚固钢筋。待外包钢套制作完成后插入纵筋绑扎钢筋笼，随后一同放入模板内浇筑混凝土。预制混凝土异形柱完成后，H型钢牛腿通过竖向肋板与外包钢套焊接，最后钢梁通过栓焊的方式与钢牛腿连接。钢试件设计参数如表1所示。本次试验所用钢板、钢筋依据《金属材料拉伸试验》（GB/T 228—2010）［9］进行测试，实测钢材材性试验结果如表2所示。制作试件时预留了标准混凝土试块6块，试验当天测得平均抗压强度为39.5 MPa。

表1 钢试件设计参数Table 1 Design parameters of specimens

表2 钢材材性试验结果Table 2 Test results of steel properties

图2 试件尺寸详图（单位：mm）Fig.2 Details of specimens（Unit：mm）

1.2 加载装置及量测内容

拉伸试验与抗震性能试验均在天津国能环保设备的工厂内进行，试验现场照片如图3所示。拉伸试验初始加载采用荷载控制，每5 min增加一级荷载，每级荷载增量为100 kN，每级荷载加载完毕需持荷3 min保证试件受力平衡。当荷载位移曲线出现拐点后采用位移控制，每级位移增量为1.5 mm，直至试件破坏。抗震性能试验使用荷载-位移混合控制的方式加载，试验加载初期时，采用荷载分级加载，每级荷载往复1次，试验中观察P-Δ曲线判定试件屈服点，试件屈服后采用位移分级加载，每级位移往复2次，当试件承载力下降至85%或试件破坏无法继续加载时，此时停止试验。

图3 试验加载装置Fig.3 Test setup

单向拉伸加载试件应变测点布置如图4（a）所示。低周反复加载试件测点布置如图4（b）所示，位移计W1用来测量梁端位移；位移计W2、W3测量节点核心区剪切变形；位移计W4、W5测量梁柱相对转角情况；W6、W7分别测量柱端的竖直、水平位移，理想状态下两者位移应该为零。

图4 试件测点布置Fig.4 Layout of measurement points of specimens

2 试验现象及破坏模式

为方便描述试件的试验现象，本文对试件相关区域的命名如图5所示。

图5 相关区域命名Fig.5 Related area naming

2.1 单向拉伸试验

本次单向拉伸试验共出现肋板与外包钢套处焊缝破坏、肋板与钢牛腿翼缘处焊缝破坏、锚固钢筋拉断三种破坏模式。

2.1.1 肋板与外包钢套处焊缝破坏

以试件J2为例，在加载前期，荷载位移曲线呈线性，当荷载继续增大至664 kN，荷载位移曲线出现发生偏转，但试件无明显变化，随着荷载继续增大，当荷载达到691 kN时，由于焊缝质量问题，肋板与外包钢管焊缝破坏，导致钢牛腿翼缘将外包钢管翼缘处撕裂，荷载迅速下降，停止试验。破坏模式如图6（a）所示。

2.1.2 肋板与钢牛腿翼缘处焊缝破坏

以试件J3为例，在加载前期，荷载位移曲线呈线性，当荷载继续增大至655 kN，荷载位移曲线出现发生偏转，但试件无明显变化，随着荷载继续增大，当荷载达到822 kN时，由于焊缝质量问题，肋板与钢牛腿翼缘处双面角焊缝破坏，导致钢牛腿翼缘将外包钢管翼缘处撕裂，荷载迅速下降，停止试验。破坏模式如图6（b）所示。

图6 单向拉伸试件破坏模式Fig.6 Failure modes of monotonic tensile specimens

2.1.3 锚固钢筋拉断

以试件J6为例，在加载前期，荷载位移曲线呈线性，当荷载继续增大至641 kN，荷载位移曲线出现发生偏转，但试件无明显变化，随着荷载继续增大，当荷载达到828 kN时，锚固钢筋达到强度极限被拉断，继而外包钢管变形严重，荷载迅速下降，停止试验。破坏模式如图6（c）所示。

在设计试件时，预计试件出现两种破坏模式，一种破坏模式如试件J6，锚固钢筋达到强度极限被拉断，内部的构造措施破坏导致外包钢管变形过大继而节点破坏；另一种破坏模式为锚固钢筋等构造措施满足强度要求，而外包钢管柱翼缘撕裂或者肋板达到强度极限拉断而破坏。但试验由于焊缝质量、试验设备等原因，试件J1—J5均未达到极限承载力便已破坏或停止加载。

2.2 低周往复加载试验

为方便描述，本次试验定义正向加载为千斤顶推出。低周往复加载试件破坏模式如图7所示。试件在前两级往复荷载加载中无明显现象，混凝土异形柱未出现裂缝。在第三级往复荷载（135 kN）时，混凝土异形柱节点区附近出现一条细微斜裂缝。在第四级往复荷载（180 kN）时，原本斜裂缝长度有所增加且其附近出现数条新裂缝。在第五级往复荷载（225 kN）时，发现试件滞回曲线斜率有所降低，结合钢梁应变判断试件此时进入屈服，此时位移计W1读数为20 mm，此后以20 mm位移为倍数进行位移分级加载。试件在第一级位移（20 mm）循环下，柱腹板处的裂缝继续斜向延伸，出现数条斜向裂缝，长度约为300 mm。在第二级位移（40 mm）循环下，柱腹板1处的斜向裂缝继续延伸，在往复加载的作用下出现交叉；柱腹板2处由于翼缘肢的作用，所以并未出现交叉裂缝；且外包钢管与混凝土交界处出现明显的混凝土脱落。在第三级位移（60 mm）循环下，梁端出现塑性铰，第二次反向加载中钢梁下翼缘被拉断。

图7 低周往复加载试件破坏模式Fig.7 Failure modes of cyclic loading specimen

3 试验结果分析

3.1 单向拉伸试验结果分析

3.1.1 承载力与荷载-位移曲线

本次单向拉伸试验各试件的荷载位移曲线如图8，试件的屈服荷载采用整体屈服点法［10］得到，即以初始线性段的延长线与斜率近似常数的非线性段的切线相交，此对应的荷载定义为屈服荷载。单向拉伸试件屈服荷载如表3所示。试件J1与J2，试件J3与J4荷载位移曲线几乎一致，表明节点区有无设置对拉钢筋对于试件的受拉性能几乎无影响，应变分析中对拉钢筋应变较小也正好佐证了这一结论。对比试件J6、J1、J3（锚固钢筋总截面面积分别为 314 mm2、452 mm2、615 mm2）可见，试件J6由于锚固钢筋强度不足，锚固钢筋拉断导致外包钢管变形过大而破坏，节点屈服承载力低于其它两个试件。锚固钢筋截面面积越小，试件的初始刚度越小。对比试件J3与J5可见，试件屈服荷载随外包钢管厚度增大而增大。

表3 单向拉伸试件屈服荷载Table 3 Bearing capacity of typical points of monotonic tensile specimens

图8 单调拉伸试件荷载-位移曲线Fig.8 Load-displacement curves of monotonic tensile specimens

3.1.2 单向拉伸试件应变分析

以J1为例分析钢牛腿应变和肋板应变变化规律，钢牛腿应变横向分布如图9（a）所示，肋板应变分布如图9（b）所示。从图9（a）中可以看出，加载初期时，接近外包钢管翼缘端的钢牛腿应变分布较为均匀，边缘侧应变略大于中间，随着荷载的增加，边缘侧应变增幅较大，后期时钢牛腿翼缘边缘测点应变远远大于中间测点的应变，中间与边缘侧的应变相差逐渐变大，表明钢牛腿的翼缘在单向拉伸作用下受力出现不均匀现象，且后期不均匀性越来越明显。这是由于随着荷载的增加，柱翼缘外包钢管逐渐受拉发生较大变形，最终导致外包钢管与异形柱的混凝土逐渐发生分离，外包钢管受拉外凸变形，此时钢牛腿翼缘的荷载主要传递至两侧肋板。

图9 试件J1钢板应变分布Fig.9 Strain distribution of specimen J1

从图9（b）中可以看出，在加载初期时，肋板各测点应变相差不大，随着荷载的增大，肋板中间的测点50的应变增幅较大，此处有明显的应力集中现象，在试件达到屈服荷载（668 kN）时，测点50的应变超过钢材的拉伸屈服应变（1 927με），说明节点屈服始于肋板的屈服。应力由肋板向柱外包钢管传递的过程中，在肋板与柱外包钢管的交界处开始出现应力扩散，导致最终传递至测点51的应变小于测点50的应变。

3.2 低周往复加载试验结果分析

3.2.1 滞回曲线与骨架曲线

本次试验试件KZ的滞回曲线及骨架曲线如图10所示。由图10可知，在试件加载初期时，由于试件基本处于弹性阶段，荷载-位移曲线斜率基本不变，卸载后残余变形很小。随着荷载继续增大，试件节点区附近出现斜裂缝，卸载后残余变形有所增加。进入位移分级加载阶段后，钢梁进入屈服阶段，荷载-位移曲线斜率明显减小，并且由于裂缝开张闭合及外包钢管与混凝土出现一定相对滑移，滞回环开始出现捏缩效应，滞回曲线呈弓形。随着试验继续加载，残余变形随之增大，试件滞回曲线的捏缩效应更为显著，最后试件梁端出现塑性铰，钢梁翼缘拉断破坏，滞回曲线较为饱满。

图10 低周往复加载试件滞回及骨架曲线Fig.10 Hysteretic loops and skeleton curves of cyclic loading specimen

3.2.2 承载力与抗震性能特征参数

试件KZ承载力与抗震性能特征参数如表4所示。试件KZ采用Park［11］法计算屈服荷载，采用能量耗散系数E反映试件的耗能能力，采用位移延性系数μr描述试件延性。由图11可知，在前期力循环加载阶段试件耗能能力较小，随着荷载增加，试件KZ耗能能力显著增加，这是由于通过钢梁屈服形成塑性铰有效地增强了耗能能力，能量耗散系数最大值达到1.4，明显高于普通钢筋混凝土结构的耗能系数0.5～0.7，由此可以看出试件KZ具有良好的耗能能力。试件KZ由于加工制作等初始缺陷，试件出现钢梁翼缘拉断导致节点破坏，所以试件KZ位移延性系数较低。

图11 能量耗散系数-位移曲线Fig.11 Energy dissipation coefficient-displacement curve

表4 低周往复加载试件抗震性能特征参数Table 4 Seismic performance characteristic parameters of cyclic loading specimen

采用割线刚度Ki分析试件的刚度退化特性，由图12可知，试件在反复荷载作用下具有一定的刚度维持能力，前期试件刚度退化不明显，试件屈服后刚度退化显著增大，试件屈服时刚度约为初始刚度80%，峰值荷载时刚度约为初始刚度50%。

图12 割线刚度退化曲线Fig.12 Secant stiffness degradation curve

3.2.3 节点区剪切变形与梁柱相对转角

通过测量试件KZ节点核心区腹板肢对角线长度的变化计算得到剪切角［12］，绘制出荷载-剪切角骨架曲线如图13所示。由图13可知，在整个加载过程中，节点区剪切变形均较小，基本呈线性变化，峰值荷载时剪切角γ达到最大值0.003 2 rad。试件KZ剪切角值较小，这是由于试件为梁铰破坏，且节点区的外包钢管大幅地提升了节点的刚度与强度。

图13 荷载-剪切角骨架曲线Fig.13 Load-shear angle skeleton curve

对于本次试验而言，梁柱相对转角由三部分组成：①钢梁在荷载下的变形；②混凝土异形柱的变形；③节点核心区的剪切变形。试件KZ的荷载-梁柱相对转角骨架曲线如图14所示，由图14可知，在试件荷载循环加载阶段，荷载与梁柱相对转角大致呈线性关系，随着荷载继续增加，当试件屈服进入塑性阶段后，梁柱相对转角显著增大，θ最大值为0.017 5 rad。而试件KZ的最大剪切角γ为0.003 2 rad，约为最大梁柱相对转角θ的18%，表明试件节点核心区的抗剪强度和刚度均较大，梁柱转角变形主要源于钢梁变形，这也与试验现象相符。

图14 荷载-梁柱相对转角骨架曲线Fig.14 Load-beam column relative angular skeleton curve

3.2.4 低周往复加载试件应变分析

图15（a）为试件KZ钢梁翼缘应变变化规律，从图15（a）中可以看出，在加载初期时，测点42、43、44应变相差不大，横向分布较为均匀，在试件屈服后，测42、44的应变迅速增大，测点43的应变增幅较小，试件破坏时，测点43应变也只接近屈服值，此时钢梁的应力沿横向分布极不均匀，表现为中间小两端大。图15（b）为外包钢管H3测点荷载-剪切应变曲线，曲线大致呈线性，最大剪切应变为1 980με，说明外包钢管能有效地承担节点核心区的剪力，并且试件梁端破坏时节点区还未屈服，6 mm厚度的外包钢管满足“强节点，弱构件”的抗震设计要求。

图15 试件KZ钢板应变分布Fig.15 Strain distribution of specimen KZ

4 节点承载力与传力机理分析

节点屈服机制如图16、图17所示，节点传力机理如图18所示。

图16 外包钢套翼缘屈服机制1［8］Fig.16 Yield mechanism 1 of steel jacket

图17 外包钢套翼缘屈服机制2Fig.17 Yield mechanism 2 of steel jacket

图18 节点传力机理Fig.18 Load-transferring mechanism of joint

文献［8］基于塑性铰线法给出了肋板节点承载力计算公式，其外包钢管屈服机制如图16所示。实际上本试验试件的钢梁翼缘与柱等宽，并且外包钢管只在节点核心区布置，因此改进后的外包钢管翼缘的屈服机制如图17所示，在此基础上得到适用于本文节点的承载力公式。

钢牛腿翼缘传递的拉力由肋板和外包钢管翼缘承担，承载力分别为Pb和Pe。

式中：tb为肋板的厚度；hb为肋板的宽度；fyb为肋板的屈服强度。

式中：Mp为外包钢管翼缘单位长度屈服弯矩（Mp=fyt2/4）；X由Pe最小条件确定，t为外包钢管厚度，ty为钢牛腿翼缘厚度；d为外包钢管翼缘内边缘长度（d=D-2t）；D为外包钢管翼缘外边缘长度。

节点屈服承载力Py如下式：

式中，α为共同工作系数，根据试验结果取为0.8。

为验证节点承载力公式的准确性，将钢材材性试验得到的数据及试件参数代入公式（3），得到节点屈服承载力理论值，将节点屈服承载力理论值与试验值列入表5。

表5 屈服承载力理论值与试验值Table 5 Theoretical and experimental values of yield bearing capacity kN

由表5可知，对于试件J1—J4（外包钢管厚度皆为6 mm），4个试件的屈服承载力试验值几乎一致，且与理论值吻合较好（误差小于6%），说明只要锚固钢筋等构造措施满足强度要求，试件承载计算公式具有较高精度。锚固钢筋的抗拉承载力为总截面面积乘以其抗拉强度，建议锚固钢筋承载力不小于Py/3（Py为节点屈服承载力），由此可以在设计时确定锚固钢筋数量及直径，避免锚固钢筋破坏导致节点破坏。