王琦彬，柯晓军*，2，伍小萍

(1.广西大学 土木建筑工程学院， 广西 南宁 530004；2.广西防灾减灾与工程安全重点实验室， 广西 南宁 530004)

0 引言

我国是建筑垃圾生产大国，每年均产生大量的废弃混凝土，但我国建筑垃圾的资源转化率很低[1-2]，环境、土地资源都被建筑垃圾所消耗，因此，如何将废弃混凝土循环再利用，是国内外学者关注的热点问题。而将废弃混凝土通过一系列工序处理后制备成再生混凝土(recycled aggregate concrete, RAC)，是有效解决废弃混凝土的处理方法之一[3-5]。其中，钢管再生混凝土结构不仅继承了钢管混凝土的承载力高、抗震性能优良等优点，还能弥补再生混凝土的原始缺陷[6-8]；而型钢混凝土结构是指在钢筋混凝土中埋入型钢，能够显著提高构件极限承载力、改善变形性能、减少截面尺寸，由这两类结构构件复合使用而形成的钢与混凝土组合结构，能够同时具有钢管(型钢)混凝土结构的受力特性[9-12]，应用前景良好。迄今为止，对于方钢管混凝土柱-型钢混凝土梁节点的受力性能研究较少，吕西林等[13]较早开展方钢管混凝土柱-钢梁连接形式的研究，提出相关的设计方法和构造措施；尧国皇等[14]设计了一种穿筋式的节点，并通过一些构造措施加强钢管柱，实现荷载的合理传递机制；周海兵等[15]通过4个钢骨钢管混凝土柱-钢骨混凝土梁连接节点的低周反复加载试验，表明了该类型节点的整体抗震性能优越，“强节点”设计更适用于工程实际。上述研究中主要集中于钢管混凝土柱与梁的连接形式上，尚不清楚使用再生混凝土是否会对节点抗震性能产生重大影响。为此，本文对方钢管再生混凝土柱-型钢再生混凝土梁中节点进行了低周反复加载试验，揭示再生骨料取代率对节点抗震性能的影响规律，提出节点连接强度计算公式，为工程应用提供参考。

1 试验概况

1.1 试件设计与制作

本试验共制作了4个方钢管再生混凝土(RAC)柱-型钢再生混凝土(RAC)梁中节点试件，编号为ZJD1～ZJD4，依次对应再生粗骨料取代率为0、30%、70%和100%。试件采用C35混凝土，所有试件轴压比均为0.3，钢材均采用Q235级钢，纵筋采用HRB400级钢筋，箍筋采用HPB335级钢筋，型钢采用I14的热轧型钢。方钢管为边长200 mm，厚度为6 mm的有缝钢管，试件高度1 600 mm，梁端计算跨度1 200 mm，保护层厚度25 mm，试件截面及制作如图1所示。

图1 试件截面及制作Fig.1 Section of specimen and fabrication details

1.反力梁； 2.滚轴板； 3.千斤顶；4.反力墙； 5.作动器； 6.夹梁； 7.滚轴板；8.试件； 9.外加强环； 10.铰接装置图2 加载装置示意图Fig.2 Schematic diagram of loading device

钢骨架在工厂制作成型，型钢、纵筋和加强环均与钢管焊接，节点采用外加强环的刚性连接，加强环宽100 mm，厚为6 mm，距梁顶、底面均为55 mm。浇筑试件采用自拌混凝土，其中每方混凝土中水：水泥：细骨料：粗骨料质量比为215∶524∶532∶1 129，不同再生粗骨料取代率只是改变天然粗骨料和再生粗骨料的比例关系。各试件浇筑时分别预留3组边长为150 mm标准立方体试块，试件ZJD1～ZJD4实测混凝土抗压强度分别为42.47、37.75、41.23、43.68 MPa。钢管、型钢、加强环、箍筋和纵筋的实测屈服强度分别为320.1、273.2、324.4、420.8、353.8 MPa。

1.2 加载装置和加载制度

试件加载装置示意图如图2所示，梁距自由端边缘150 mm处设置滚轴和夹梁以保证梁发生水平滑动，柱底部采用铰接装置以保证其相对转动，柱上端固定有千斤顶施加竖向荷载，并且千斤顶与反力架之间设有滚轴板以保持相对滑动，定义推为正向，拉为负向。本试验分别通过千斤顶和作动器施加施加竖向及水平荷载，通过千斤顶向试件施加竖向荷载，待竖向荷载施加稳定之后，通过水平作动器施加水平力，并遵循力控-位控混合加载制度，以5 kN的力为荷载增量施加荷载，每级循环一次，试件屈服之后，以屈服时位移为位移增量施加水平位移，每级循环三次，直至承载力下降至峰值85%时，试验停止。

2 试验结果分析

2.1 试验现象及机理分析

四个试件破坏过程相似，破坏始于梁端混凝土失去承载力，以试件ZJD1为例，给出详细描述：

当加载至15～20 kN时，试件梁端近加强环处出现第一条竖向裂缝，随着荷载的增大，竖向裂缝逐渐增多，并且延伸贯通。40 kN时，梁柱交界处出现细微裂缝。位控加载(Δ=15 mm，试件ZJD2取Δ=10 mm)时，梁端裂缝继续扩展，边角处混凝土出现轻微压碎现象，4Δ时，梁柱界面发生整体脱离，梁柱交界处裂缝达到2 mm；5Δ时，梁端大面积混凝土被压碎，加强环发生弯曲变形，钢管区域发出较大声响并伴有少许变形；7Δ时，梁柱交界处混凝土基本脱落，承载力下降至峰值荷载的85%以下，试验结束，试件破坏及特征图如图3所示。

试件因连接节点处梁端混凝土压溃而失去承载力，破坏时加强环发生变形屈曲，左右梁裂缝发展基本对称，均为弯曲裂缝，混凝土与环向加劲板之间的界面存在不同程度的粘结滑移，混凝土与方钢管间发生严重剥离。其中使用再生骨料的试件相较于使用天然骨料的试件裂缝数量更多，这是由于再生骨料混凝土中存在粘结砂浆和较大的孔隙率，其裂缝的形成和发展更为容易。

试件节点核心区域为方钢管混凝土柱区域，节点中心混凝土由于方钢管套箍作用处于三向受压状态，其强度较高，管内混凝土的支撑作用也使方钢管避免局部屈曲。本试验中，尽管梁柱线刚度比大于1(1.16)，但由于加载时梁端受压区混凝土处于局部压溃，部分混凝土发生剥离，梁端相对受压区高度减小，承载力下降，破坏更易发生于梁端，节点核心区域变形不大。因此此类型节点更易满足“强节点，弱构件”的设计要求，对于此类结构应更为关注其节点连接处的承载力。

2.2 滞回曲线

试件滞回曲线如图4所示，由图4可得以下结论：

① 加载初期，所有试件均处于弹性阶段，此时滞回曲线是近似线性的。随着载荷的增加，试件的刚度逐渐降低，进入非弹性范围。由于方钢管和梁端混凝土(环向加劲板之间)之间出现滑移。因此滞回曲线的形状变为反“S”形，随着位移的增加，滞回曲线变得饱满，呈梭形。

(c) ZJD1右端梁裂缝发展情况

(a) 试件ZJD1

(b) 试件ZJD2

(c) 试件ZJD3

(d) 试件ZJD4

图5 试件骨架曲线Fig.5 Skeleton curve of specimens

② 各试件正负向基本对称，试件ZJD1略有差异(首次安装试件其梁端安装有少许偏差)，可以看出使用再生骨料混凝土对滞回曲线形状的影响较小，其差异主要体现在曲线峰值荷载上。

2.3承载能力与变形

本试验通过能量等值法求出试件屈服位移及屈服荷载，并采用位移延性系数来评估试件延性。试件骨架曲线如图5所示，试件承载能力与延性系数见表1，表1中各试件参数均取正负向均值。由图5和表1可知：

① 各试件骨架曲线发展趋势基本一致，峰值后下降较为平缓，各试件破坏时位移角相差较小，说明试件都具有较好的变形能力。其中使用天然骨料混凝土(natural aggregate concrete, NAC)的试件屈服位移与RAC试件相比最小，说明NAC试件更早进入弹塑性阶段。

② 各试件峰值承载力主要受试件再生骨料取代率的影响。试件ZJD2～ZJD4峰值荷载相较于试件ZJD1分别提高了-9.63%、8.92%、-12.95%。

总体来说，使用再生骨料的试件对比使用天然骨料的试件其峰值承载力略有降低。

③ 试件延性系数随着再生骨料的取代率的增加而降低。再生骨料取代率为30%、70%、100%的试件ZJD2、ZJD3和ZJD4与使用天然骨料的试件ZJD1相比，延性系数分别下降了7.17%、10.66%和16.8%，但延性系数都大于4，各试件均发生延性破坏。

表1 试件承载能力与延性系数Tab.1 Bearing capacity and ductility coefficient of specimens

2.4 刚度退化与耗能能力

试件各位移级割线刚度K和等效黏滞阻尼系数he见表2。由表2可知：

表2 试件各位移级割线刚度K和等效黏滞阻尼系数heTab.2 Secant stiffness K and he of specimen displacement magnitude

① 各试件刚度退化趋势基本一致，其退化速率均遵循先快后缓发展趋势。其中试件ZJD1初始刚度最大，其余试件初始刚度相较于试件ZJD1有不同程度的下降，说明再生骨料取代率对试件初始刚度有一定影响[16]，但随着位移级数的增大，混凝土压溃脱落导致加载后期试件刚度基本一致。

② 各试件等效黏滞阻尼系数随着位移的增大而增大，其中试件ZJD1的he最大，说明其耗能性能最好。峰值时，各试件等效黏滞阻尼系数均为0.4左右，此时各试件耗能相当，差异出现主要在峰值后，这表明了加载后期RAC试件损伤相较于NAC试件更为严重。

3 节点连接强度计算

节点抗震设计应当满足“强节点，弱构件”的要求，因此必须计算连接的承载力。目前国内规范上关于节点连接计算公式主要针对于无构造措施的梁柱转换层节点，因此为实际工程需要，基于试验结果和实际受力，提出一种简化计算模型，连接荷载传递机制如图6所示。另一方面，经挠度计算，试件自身变形引起的柱顶位移不到总柱顶位移的5%，因此忽略试件自身变形，仅对受力进行分析，理论计算模型如图7所示。由图7可知梁自由端受竖向反力作用，大小相等且方向相反，因此左右节点梁端弯矩一致，大小相等，可计算其弯矩值为

M=PL(H1+H2)/2(L+δ),

(1)

δ=H1Δ/(H1+H2)。

(2)

根据文献[13]所述，对于方钢管混凝土柱-钢梁框架节点，节点对钢梁受拉翼缘的平衡拉力主要由柱翼缘提供。其屈服机制受管壁效应的影响。

图6 连接荷载传递机制Fig.6 Connection load transfer mechanism

图7 理论计算模型Fig.7 Theoretical calculation model

本试验中，由于设有外加强环，因此连接处承载力为受拉型钢翼缘及加强环导致的柱端管壁效应及外加强环抗剪承载力之和，即

F=F1+F2,

(3)

式中,F1的计算基于虚功原理，由文献[13]有

pc=(4x+2tbf)(Mp+Ma)/B1+4BcMP/x,

(4)

(5)

式中，fyc为钢管屈服强度；tcf为柱钢管壁厚；tb和t分别代表外加强环厚度及型钢翼缘厚度；l为加强环宽度；b为型钢翼缘宽度；h为型钢翼缘到方钢管外边缘的距离。

对于外加强环即环向加劲板抗剪承载力则通过极限强度理论计算，根据文献[17]的研究，其极限平均剪应力为

τu=[0.23In(l/h)-0.13Inλ+1.22]fv,

(6)

得出F2为

F2=2[0.23In(l/h)-0.13In(h/tb)+1.22]fyhltb/1.732,

(7)

此时基于平截面假定对节点处应力进行分析，节点连接受力分析如图8所示，由图8可得平衡关系

F=F3+F4,

(8)

式中，F3可视为受压区混凝土所受总力，其大小与混凝土抗压强度、相对受压区高度和混凝土类型有关，其计算公式为

F3=α1fckBβ1x,

(9)

式中，B为梁端宽度；α1与β1分别为混凝土强度影响系数和混凝土受压区深度影响系数，按规范取相应值；fck为混凝土轴心抗压强度；x为相对受压区高度。

F4可通过外加强环板压缩变形和应变得出，其初始刚度K0为

K0=Estb/[1/(l/h)3+3.12/(l/h)],

(10)

应变值为

ε′=εcu(x-c)/x,

(11)

组合得

F4=2K0lεcu(x-c)/x,

(12)

其中εcu为混凝土极限压应变；由平衡条件关系式(8)解上述方程可得相对受压区高度x，对受拉点取矩即可求得梁端弯矩值为

Mu1=F3(H-c-0.5β1x)+F4(H-2c)。

(13)

将各式计算结果与式(1)、式(2)计算结果列入，得到梁端弯矩的计算值与实测值对比见表3，从表3中可以看出：试件的梁端抗弯强度计算值随着再生骨料取代率的增大而降低。对比梁端弯矩的实测值与计算值可知，两者吻合较好，误差在12%以内，各试件实测值相较于理论值偏小，因此对节点进行设计计算时应预留一定的安全储备。其中试件ZJD3浇筑过程中出现胀模现象，成型后梁端截面尺寸较之其余试件的标准尺寸略大，因此试件实际刚度和承载力略高。

表3 梁端弯矩的计算值与实测值对比Tab.3 Comparison of calculated beam end bending moment and measured value

4 结论

① 所有试件均发生外加强环板变形屈服和梁端混凝土压碎的破坏现象，使用再生骨料的试件损伤更为明显，破坏模式均为受弯破坏，其中节点柱区域由于套箍作用与混凝土支护作用导致钢管局部未发生明显屈曲。

② 所有试件的滞回曲线都较为饱满，滞回环先后经历线性、反“S”形、梭形的发展过程。各试件骨架曲线发展趋势一致，峰值后下降较为平缓，破坏前有明显预兆，表明该类节点具有良好的变形能力。RAC试件的抗震性能相比NAC试件的稍差，但不明显，有关承载力、刚度退化、延性系数和等效黏滞阻尼系数等系列指标均可满足抗震要求，可应用于工程实际。

③ 建立了简化的力学模型，提出了节点梁端承载力计算公式，其计算结果与试验结果的吻合较好，但部分试件计算值的安全富余不足，在设计中应给予重视。