孫運輪，孔思宇，陳 巖，樊健生，丁 然

(1. 清華大學(xué)土木工程系，北京 100084；2. 清華大學(xué)核能與新能源技術(shù)研究院，北京 100084；3. 中核能源科技有限公司，北京 100193；4. 清華大學(xué)土木工程安全與耐久教育部重點實驗室，北京 100084；5. 清華大學(xué)北京市鋼與混凝土組合結(jié)構(gòu)工程技術(shù)研究中心，北京 100084)

雙鋼板混凝土結(jié)構(gòu)由外側(cè)雙鋼板通過圓頭栓釘或其他連接件與混凝土進(jìn)行連接，并設(shè)置對拉鋼筋、隔板等其他構(gòu)造進(jìn)行拉結(jié)[1]。該結(jié)構(gòu)充分利用了鋼與混凝土各自的材料特性：一方面混凝土可以延緩鋼板的壓屈失穩(wěn)[2]；另一方面鋼板的橫向約束效應(yīng)提高了混凝土的抗壓能力，力學(xué)性能優(yōu)越。此外，由于其鋼結(jié)構(gòu)部分可以工程制作，現(xiàn)場安裝，且可以替代混凝土模板，從而實現(xiàn)結(jié)構(gòu)施工的模塊化和裝配化。正是因為雙鋼板混凝土組合結(jié)構(gòu)具有上述優(yōu)勢，近年來其在核電結(jié)構(gòu)、高層建筑以及沉管隧道等大型基礎(chǔ)設(shè)施建設(shè)中被廣泛應(yīng)用[3]。

對于核電工程中的雙鋼板混凝土組合結(jié)構(gòu)，由于通常采用鋼筋混凝土筏板基礎(chǔ)，因此存在雙鋼板混凝土組合墻與鋼筋混凝土基礎(chǔ)的連接錨固問題。該節(jié)點是雙鋼板混凝土組合墻優(yōu)越性能充分發(fā)揮的重要保障。其在細(xì)節(jié)構(gòu)造、傳力機(jī)制、抗震性能等方面都非常復(fù)雜，需要重點關(guān)注。

2018 年頒布的國家標(biāo)準(zhǔn)《核電站鋼板混凝土結(jié)構(gòu)技術(shù)標(biāo)準(zhǔn)》[4]針對該節(jié)點共提出3 種構(gòu)造形式，如圖1 所示。第一種，直接將內(nèi)、外側(cè)鋼板伸入基礎(chǔ)中并利用鋼板兩側(cè)的栓釘實現(xiàn)錨固；第二種，則在鋼板底部焊接鋼底板，底板下焊接鋼筋錨固于基礎(chǔ)混凝土；第三種在基礎(chǔ)中布置插筋，利用插筋與鋼板的搭接傳力實現(xiàn)鋼板與基礎(chǔ)混凝土間的間接傳力。

考慮到筏板基礎(chǔ)中往往配筋密集且復(fù)雜，若采用嵌入式錨固方式，需要對嵌入鋼板進(jìn)行穿孔，施工較為不便。對于埋件式錨固，若將底板、錨筋與組合墻在工廠進(jìn)行焊接拼裝，則將給構(gòu)件運輸和現(xiàn)場安裝帶來極大不便，若現(xiàn)場連接，則明顯增加了焊接工作量，且焊接質(zhì)量不易保證。插筋式錨固通過鋼板與插入基礎(chǔ)中的若干錨固鋼筋進(jìn)行非接觸式搭接傳力，避免了前兩種錨固方式帶來的問題，可顯著提升施工效率和質(zhì)量。但《核電站鋼板混凝土結(jié)構(gòu)技術(shù)標(biāo)準(zhǔn)》[4]并未對該類節(jié)點的設(shè)計進(jìn)行詳細(xì)說明，美國核電鋼結(jié)構(gòu)規(guī)范AISC N690[5]中對于該種錨固形式給出了一些設(shè)計說明，但是缺乏相應(yīng)的理論和試驗支撐。

圖1 三種鋼筋混凝土基礎(chǔ)與雙鋼板組合墻節(jié)點連接形式Fig.1 Three connection types between DSC walls and RC foundation

國內(nèi)外學(xué)者對鋼筋之間的非接觸式搭接傳力研究較多。在國外，Sagan 等[6]進(jìn)行了大量板式鋼筋搭接的直拉試驗，Sivakumar 等[7]、White 等[8]以及Lin 等[9]設(shè)計的試驗在柱與基礎(chǔ)錨固區(qū)域采用鋼筋搭接，而Orangun 等[10]、Hamad 和Mansour[11]則在四點加載梁的純彎受拉區(qū)進(jìn)行鋼筋搭接試驗，Lagier 等[12]對該類節(jié)點進(jìn)行了有限元模擬。上述試驗對鋼筋搭接試件的裂縫發(fā)展、破壞形式以及承載力進(jìn)行了分析。McLean 和Smith[13]根據(jù)前人的大量試驗提出了鋼筋搭接連接的理論模型，并且在模型中考慮了橫向鋼筋的作用。在國內(nèi)，李剛等[14 ? 17]針對實際結(jié)構(gòu)中容易出現(xiàn)的鋼筋搭接形式進(jìn)行了相應(yīng)的試驗研究。方志等[18]為明確活性粉末混凝土中帶肋鋼筋搭接連接的受力性能，設(shè)計大量試驗并研究各參數(shù)的影響，建立搭接區(qū)域鋼筋表面搭接強(qiáng)度及臨界搭接長度的計算公式。周劍等[19]以及江佳斐等[20]采用數(shù)值模擬的方式對鋼筋搭接進(jìn)行了有限元模擬。但是目前對于鋼板與鋼筋間搭接傳力的研究還非常少。

Katayama 等[21]設(shè)計了9 個插筋錨固節(jié)點進(jìn)行反復(fù)拉伸試驗。在反復(fù)拉伸荷載作用下節(jié)點的破壞形式大部分為插筋錨固破壞，少部分為鋼板斷裂。該試驗中插筋只有2 排，且插筋與鋼板間距較小。但是在實際工程中，由于鋼板厚度較大，往往需要更多插筋，且會有部分鋼筋距離鋼板較遠(yuǎn)，這在試驗中并未考慮。此外缺少對節(jié)點傳力機(jī)制的深入分析。

Seo 和Varma[22]重點關(guān)注了插筋錨固節(jié)點中對拉鋼筋發(fā)揮的作用，共設(shè)計了3 個試件進(jìn)行單調(diào)軸拉試驗，如圖2 所示。變化參數(shù)是對拉鋼筋的連接形式，分別采用圖2(a)對拉鋼筋中部斷開；圖2(b)對拉鋼筋一端焊接在鋼板上，相互搭接；圖2(c)對拉鋼筋兩端均焊接在鋼板上。試驗表明對拉鋼筋可以有效提高節(jié)點的整體性，防止軸拉力作用下出現(xiàn)縱向裂縫導(dǎo)致節(jié)點整體劈裂發(fā)生脆性破壞。但該試驗并沒有關(guān)注隨著荷載增加，不同位置對拉鋼筋的受力情況，也沒有研究插筋與鋼板間距變化的影響，這使得其關(guān)于對拉鋼筋的設(shè)計建議缺乏定量依據(jù)。

圖2 試件對拉鋼筋布置[20]Fig.2 Tie bar configurations in the specimens[20]

為進(jìn)一步明確該類節(jié)點的傳力機(jī)制及影響因素，特別是插筋布置和對拉鋼筋對節(jié)點性能的影響機(jī)制和規(guī)律，本文設(shè)計了4 個1∶2 縮尺雙鋼板混凝土組合墻-鋼筋混凝土基礎(chǔ)的插筋式節(jié)點，開展靜力單調(diào)拉伸試驗。通過分析試件的承載力、剛度、裂縫形態(tài)、對拉鋼筋及鋼板應(yīng)變等，揭示了插筋布置方式以及對拉鋼筋配置比例對于節(jié)點拉拔性能的影響機(jī)制和規(guī)律，并針對可能的破壞模式給出了節(jié)點設(shè)計建議。

1 試驗設(shè)計

1.1 局部模型選取

試驗主要研究高溫氣冷堆廠房結(jié)構(gòu)中雙鋼板混凝土組合墻與鋼筋混凝土筏板基礎(chǔ)連接節(jié)點的拉拔性能。原型結(jié)構(gòu)墻厚1.6 m，鋼板厚20 mm，綜合考慮加載裝置尺寸和加載能力，沿墻體縱向截取一段1 m 長的墻體進(jìn)行1∶2 縮尺試驗，縮尺后墻體寬度為500 mm，墻厚800 mm，鋼板厚度10 mm。

完整的節(jié)點應(yīng)該包含墻體和基礎(chǔ)兩部分，但考慮到插筋自身在RC 基礎(chǔ)中的錨固設(shè)計非常成熟，其錨固長度在美國的ACI 349-13[23]以及中國的《建筑抗震設(shè)計規(guī)范》(GB 50011?2010)[24]、《混凝土結(jié)構(gòu)設(shè)計規(guī)范》(GB 50010?2010)[25]中都有明確的規(guī)定，不是本研究的重點。因此，本次試驗研究的試件未包含混凝土基礎(chǔ)部分，僅關(guān)注插筋與鋼板之間的搭接段。

1.2 試件設(shè)計

考慮到與原型結(jié)構(gòu)的材料一致，各試件鋼筋均采用HRB400，其中搭接鋼筋直徑為32 mm，鋼板均采用Q345，混凝土標(biāo)號為C40。鋼材和鋼筋下料時均留取了材性試件，以獲得準(zhǔn)確的材性數(shù)據(jù)，如表1 所示。每個構(gòu)件均留存四個標(biāo)準(zhǔn)立方體試塊(邊長150 mm)，在試驗當(dāng)天進(jìn)行抗壓試驗，立方體抗壓強(qiáng)度平均值為43.11 MPa。

表1 鋼材材性Table 1 Mechanical properties of steel

為保證鋼板拉力能通過足夠的插筋傳遞至基礎(chǔ)，共設(shè)置16 根直徑32 mm 的錨固鋼筋，使得實際錨固鋼筋總抗拉承載力略高于鋼板抗拉承載力。

由于目前規(guī)范沒有對鋼筋插入到雙鋼板混凝土組合墻中的搭接長度lemb進(jìn)行規(guī)定，所以這里參照Seo 和Varma[22]的建議按照鋼筋非接觸式搭接長度來進(jìn)行設(shè)計。在AISC N690-12 中，將搭接節(jié)點分為兩類，對于搭接處鋼筋受拉的情況，搭接長度取為鋼筋標(biāo)準(zhǔn)錨固長度ld的1.3 倍，如式(1)所示。

根據(jù)ACI 349 中12.2 的規(guī)定，ld可按式(2)計算：

式中：Ψt、Ψe、Ψs分別是對于搭接位置、鋼筋表面處理、搭接鋼筋直徑的修正因子，分別取為1.3、1.0、1.0；cb是保護(hù)層厚度(70 mm)以及鋼筋間距的一半(60 mm)的較小值，為60 mm。Ktr在設(shè)計時可以取為0，由此計算得到lemb=2167 mm，所以本文取插筋在墻內(nèi)錨固長度為2200 mm。

鋼板內(nèi)表面布置的栓釘按照《核電站鋼板混凝土結(jié)構(gòu)技術(shù)標(biāo)準(zhǔn)》[4]以及《電弧螺柱焊用圓柱頭焊釘》(GB/T 10433?2002)[26]來進(jìn)行設(shè)計，栓釘間距100 mm，單個栓釘長度為100 mm，直徑為10 mm，以保證鋼板屈服時栓釘不發(fā)生破壞。

由于本文主要考察的是搭接鋼筋相對鋼板位置以及對拉鋼筋配置對于節(jié)點性能的影響，因此在保持其他參數(shù)不變的情況下，改變對拉鋼筋直徑以及搭接鋼筋與鋼板的間距。Seo 和Varma[22]建議對拉鋼筋配筋率不少于0.5%，本文按配筋率為0.11%～0.51%設(shè)計，最終的設(shè)計結(jié)果如表2 所示。試件截面及鋼板上對拉鋼筋及栓釘布置的布置如圖3 所示。

表2 構(gòu)件基本信息表Table 2 Basic parameters of the specimens

圖3 試件詳細(xì)構(gòu)造圖 /mm Fig.3 Detail drawings of specimens

1.3 試件制作

進(jìn)行試件鋼結(jié)構(gòu)加工時，需分成搭接鋼筋與墻體鋼板兩部分。

在搭接鋼筋部分，將伸出組合墻體的每一排插筋采用雙面搭接焊的方式與端部鋼板可靠連接，鋼板直接通過端部鉸接頭與試驗機(jī)固定，以此簡化試件加工，如圖4 所示。

在墻體鋼板部分，如圖5 所示，構(gòu)件另一側(cè)將外側(cè)雙鋼板與端板焊接，并通過鉸接頭與加載裝置連接。為防止在加載過程中墻體鋼板與底座連接處出現(xiàn)較大局部變形，在鋼板兩側(cè)增設(shè)加勁肋，提高剛度。對拉鋼筋采用塞焊方式與墻體鋼板相連。

圖4 搭接鋼筋與加載裝置連接節(jié)點Fig.4 Connection of lapped bars and end plate

兩部分分別加工好后，將搭接鋼筋部分插入到墻體鋼板部分中，如圖6(a)所示。由于外鋼板本身就可以作為混凝土澆筑時的兩側(cè)模板，因此還需要在節(jié)點的兩個側(cè)面設(shè)置木模板。在木模板上按照搭接鋼筋的位置設(shè)置相應(yīng)孔洞方便搭接鋼筋穿過，同時也起到了對搭接鋼筋的限位作用，如圖6(b)所示。此后澆筑混凝土并進(jìn)行養(yǎng)護(hù)，如圖6(c)所示。

圖5 雙鋼板與加載裝置連接節(jié)點Fig.5 Connection of outer plates and end plate

圖6 構(gòu)件加工過程Fig.6 Specimen fabrication

2 試驗加載及量測

2.1 邊界條件

由于本研究關(guān)注的是節(jié)點的軸拉性能，所以應(yīng)盡可能保證邊界條件接近鉸接，從而釋放掉端部的彎矩。因此，在實際的試驗過程中節(jié)點通過鉸接頭與加載裝置相連，如圖7 所示。

2.2 加載制度

本試驗按照《混凝土結(jié)構(gòu)試驗方法標(biāo)準(zhǔn)》[27]的要求進(jìn)行單調(diào)加載，先按照力控制加載，在裂縫出現(xiàn)前，每一級荷載為200 kN，裂縫出現(xiàn)后，每一級荷載為400 kN。在鋼板進(jìn)入屈服后采用位移控制加載，每一級位移為2 mm。在達(dá)到鋼板屈服荷載的1.25 倍或者位移達(dá)到屈服位移的5 倍時停止加載。

圖7 試驗裝置Fig.7 View of testing apparatus

2.3 試驗量測

試驗中除了測量整體構(gòu)件的荷載與位移，為了定量揭示鋼板與插筋間的間接傳力規(guī)律并探究對拉鋼筋在此過程中的作用，在對拉鋼筋以及墻體鋼板上均布置應(yīng)變片，如圖8 所示。對拉鋼筋上的應(yīng)變片布置在其中部，鋼板表面的應(yīng)變片在鋼板中軸線上間隔200 mm 進(jìn)行布置。此外，在試驗過程中對裂縫發(fā)展也進(jìn)行了詳細(xì)記錄。

圖8 應(yīng)變片布置Fig.8 Locations of strain gages

3 試驗現(xiàn)象及分析

3.1 試驗現(xiàn)象

由于各試件在試驗過程中的試驗現(xiàn)象類似，下面以LS3 為例對試驗現(xiàn)象進(jìn)行描述。

當(dāng)荷載達(dá)到1000 kN 的時候，如圖9(c)所示，在錨固段靠近作動器最外側(cè)錨固鋼筋的高度出現(xiàn)一條縱向裂縫①。當(dāng)荷載達(dá)到1200 kN 的時候，在構(gòu)件混凝土左端最外側(cè)錨固鋼筋的高度出現(xiàn)一條新的縱向裂縫②，且有多條垂直于加載方向的橫向裂縫出現(xiàn)。當(dāng)荷載為2000 kN 時，構(gòu)件混凝土右側(cè)混凝土產(chǎn)生斜裂縫，此時縱向裂縫①的寬度為0.15 mm，橫向裂縫③的寬度為0.05 mm。當(dāng)荷載為2800 kN 時，縱向裂縫①最大寬度為0.3 mm。當(dāng)荷載為2800 kN～4000 kN 時，縱向裂縫逐漸向前延伸，混凝土表面中部橫向裂縫和右側(cè)斜裂縫逐漸增多。當(dāng)荷載達(dá)到4000 kN 時，縱向裂縫①的最大寬度為0.5 mm，中部橫向裂縫的寬度為0.2 mm～0.3 mm，而斜裂縫的寬度④為0.3 mm。在位移加載階段，縱向裂縫和中部橫向裂縫幾乎沒有發(fā)展，而混凝土右側(cè)表面不斷產(chǎn)生新的斜裂縫。在位移達(dá)到14 mm 的時候，產(chǎn)生了兩條主斜裂縫⑤、裂縫⑥，且此時有混凝土剝落。在角部的斜裂縫寬度達(dá)到7 mm。此后主斜裂縫的延伸方向逐漸接近水平，并延伸至構(gòu)件中部。當(dāng)位移達(dá)到24 mm 時，斜裂縫的寬度為10 mm。當(dāng)位移達(dá)到47 mm 時，達(dá)到最大荷載5648 kN。在位移超過48 mm 時構(gòu)件下側(cè)鋼板被拉斷，試驗結(jié)束，如圖10(d)所示。

圖9 試件裂縫分布圖Fig.9 Crack distributions of specimens

圖10 LS3 加載過程關(guān)鍵節(jié)點Fig.10 Key stages of LS3 during loading

所有試件的鋼板均達(dá)到屈服，延性很好，并且LS2 與LS3 在試驗結(jié)束時鋼板均被拉斷。LS1 與LS4 均在鋼板屈服荷載的1.25 倍時停止加載。各試件最終的裂縫分布和極限狀態(tài)如圖9 和圖11 所示。

3.2 荷載-位移曲線

各試件的實測荷載-位移曲線如圖12 所示，主要試驗結(jié)果如表3 所示。其中，δu為對應(yīng)峰值荷載Pu的位移，采用能量法計算屈服位移δy，其對應(yīng)荷載為屈服荷載Py。計算方法如圖13 所示：在0～δu之間選取δy使得梯形OABC 的面積S2等于力-位移曲線下方ODBC 的面積S1。

可以看到，對于LS1～LS4 來說，屈服荷載均接近于純鋼板的屈服荷載4500 kN。此外，各試件延性系數(shù)均大于4，延性很好。

對比LS1～LS3 在達(dá)到屈服荷載時的割線剛度，可發(fā)現(xiàn)，隨著搭接鋼筋偏心率的減少，割線剛度明顯降低。原因在于：鋼筋與鋼板過于接近，甚至LS2 的最外側(cè)鋼筋位于栓釘高度內(nèi)，導(dǎo)致搭接鋼筋的錨固性能下降，容易發(fā)生滑移。因此，依據(jù)本次試驗參數(shù)和結(jié)果，建議實際工程中最外側(cè)錨固鋼筋與鋼板之間的距離應(yīng)至少在栓釘高度的基礎(chǔ)上增加1 倍鋼筋直徑。

圖11 各試件最終破壞狀態(tài)Fig.11 Final failure mode of each specimen

圖12 各構(gòu)件荷載-位移曲線Fig.12 Load-displacement curves of specimens

對比LS3 與LS4 可以發(fā)現(xiàn)，隨著對拉鋼筋的配筋率減少，對于混凝土的橫向約束減弱，裂縫寬度發(fā)展更快，從而導(dǎo)致錨固鋼筋與混凝土之間的粘結(jié)受到削弱，導(dǎo)致滑移增加。

3.3 裂縫形態(tài)

通過觀察LS1～LS4 試驗過程中的裂縫發(fā)展，可以將整個搭接區(qū)域分為以下3 個區(qū)域A、B、C。以圖14 中對應(yīng)的試件LS2 為例，每個區(qū)域分別對應(yīng)著不同的裂縫形態(tài)以及產(chǎn)生原因。

表3 主要試驗結(jié)果匯總Table 3 Summary of important test results

圖13 δy 與Py 計算方法Fig.13 Calculation of δy and Py

圖14 搭接區(qū)域分區(qū)Fig.14 Different zones of lap-splice

A 區(qū)域產(chǎn)生的是縱向裂縫，主要原因在于鋼筋在混凝土中受拉時，鋼筋上的肋對于鋼筋周圍的混凝土產(chǎn)生向外的壓力，從而使混凝土產(chǎn)生拉應(yīng)變，如圖15 所示。當(dāng)拉應(yīng)變超過混凝土開裂應(yīng)變時，混凝土開裂，并沿著試件表面延伸。

圖15 徑向裂縫產(chǎn)生原理Fig.15 Principle of the occurrence of radical cracks

B 區(qū)域產(chǎn)生的是橫向裂縫，且分布距離均勻，說明中部區(qū)的鋼筋、鋼板以及混凝土三者的協(xié)同工作較好。當(dāng)達(dá)到混凝土開裂應(yīng)變后，表面產(chǎn)生裂縫。

C 區(qū)域主要產(chǎn)生的是斜裂縫。原因在于C 區(qū)是鋼板與鋼筋斜向傳力最集中的地方，如圖16 所示，且大多裂縫角度在45°左右，最終均會形成臨界斜裂縫。而且C 區(qū)域裂縫的形態(tài)與鋼筋非接觸搭接受拉時產(chǎn)生的裂縫形態(tài)類似?？梢詫摪迳系乃ㄡ斂醋魇卿摻钌系睦?。

圖16 斜裂縫產(chǎn)生原理Fig.16 Principle of the occurrence of diagonal cracks

表4 比較了荷載為4000 kN 時各區(qū)域的最大裂縫寬度。可以發(fā)現(xiàn)，四個試件在搭接區(qū)域中部的橫向裂縫的寬度大致相同，說明搭接區(qū)域的協(xié)同工作良好。對比LS3 與LS4 可以發(fā)現(xiàn)，對拉鋼筋可以起到控制裂縫寬度的作用。此外，對比圖10(c)與圖10(d)，可以發(fā)現(xiàn)對拉鋼筋能夠有效控制縱向裂縫的發(fā)展。

表4 4000 kN 時各區(qū)域最大裂縫寬度 /mm Table 4 Maximum crack width of each zone at 4000 kN load

3.4 外鋼板應(yīng)變

在試驗過程中外鋼板應(yīng)變變化如圖17 所示。可以看到，隨著外荷載的不斷增大，外鋼板上的應(yīng)變在屈服前幾乎與外荷載成線性關(guān)系。當(dāng)應(yīng)變超過鋼材屈服應(yīng)變后，有的應(yīng)變迅速增大，應(yīng)變片失效。接近峰值荷載時，靠近右側(cè)的3 個～5 個應(yīng)變片(W1～W5)均達(dá)到屈服狀態(tài)。

為了更好地觀察在同一荷載下沿著搭接長度上的應(yīng)變分布，不失一般性，繪制在荷載達(dá)到3000 kN 時各試件的外鋼板應(yīng)變?nèi)鐖D18 所示。其中虛線表示假設(shè)鋼板應(yīng)變沿著搭接長度按照線性分布的情形作為對照?？梢钥吹礁髟嚰膽?yīng)變分布基本與虛線的趨勢相同，說明按照本文方法計算得到的搭接長度較為合理，能夠讓鋼筋與鋼板之間進(jìn)行充分傳力。值得注意的是，LS4 在搭接區(qū)域中部數(shù)據(jù)波動的原因可能是裂縫恰好穿過該處應(yīng)變片。

圖17 各試件外鋼板應(yīng)變分布Fig.17 Strain distribution of outer plates of each specimen

圖18 荷載3000 kN 時外鋼板應(yīng)變分布對比Fig.18 Strain comparisons of outer plates at 3000 kN load

3.5 對拉鋼筋應(yīng)變

Bhardwaj 等[28]分析對拉鋼筋在傳力過程中發(fā)揮的作用時認(rèn)為，拉力F 由純鋼板截面?zhèn)鬟f至鋼筋時，由于非接觸搭接的傳力形式，會使搭接部分鋼筋的合力位置與鋼板之間產(chǎn)生間距C，從而產(chǎn)生不平衡力矩Mc如式(3)，該力矩有讓整個截面發(fā)生撕裂破壞的趨勢，其中C 的大小與鋼筋的布置方式有關(guān)。由于搭接鋼筋在搭接長度滿足規(guī)范要求的情況下均能錨固良好，受力均勻，所以假設(shè)單側(cè)各搭接鋼筋與鋼板的距離為yi，則偏心率定義如式(4)：

式中：m 為單側(cè)搭接鋼筋的數(shù)量；tsc為組合墻體的厚度。

前i 根對拉鋼筋可以產(chǎn)生抵抗力矩MR(i)如式(5)、式(6)和圖19 所示，從而有效阻止該破壞形式的出現(xiàn)。

圖19 假設(shè)的對拉鋼筋應(yīng)變分布Fig.19 Assumed strain distribution of tie bars

式中：σi為第i 根對拉鋼筋的應(yīng)力；Si為第i 根鋼筋距離右側(cè)鋼板邊緣的距離。當(dāng)i 等于對拉鋼筋的數(shù)量n 時，MR(n)為所有對拉鋼筋產(chǎn)生的抵抗力矩，該抵抗力矩與由于非接觸式搭接產(chǎn)生的不平衡力矩Mc相等，如式(7)所示。此外，還假定對拉鋼筋應(yīng)變沿著力傳遞長度Lemb呈線性分布，如式(8)。

如圖20 所示，本次試驗量測得到的對拉鋼筋應(yīng)變沿著搭接長度并非按照線性分布。在試件屈服以前，A 區(qū)域第一排對拉鋼筋(D11)應(yīng)變遠(yuǎn)超過其他鋼筋，主要原因在于在該區(qū)域會出現(xiàn)沿著搭接鋼筋的縱向裂縫，因此當(dāng)裂縫穿過對拉鋼筋時會導(dǎo)致對拉鋼筋應(yīng)變增大。B 區(qū)域的對拉鋼筋應(yīng)變在整個加載過程中都較小。C 區(qū)域的對拉鋼筋在出現(xiàn)斜裂縫后應(yīng)變也迅速增加。

進(jìn)一步比較在各試件屈服荷載時按照線性分布的理論抵抗力矩與實際抵抗力矩的區(qū)別如圖21所示，理論抵抗力矩的大小按照式(3)計算。由于，LS2 和LS4 有部分對拉鋼筋失效，因此此處僅能計算LS1 與LS3 的情況?？梢园l(fā)現(xiàn)，理論抵抗力矩和實際抵抗力矩的最大值比較接近，從而驗證了式(7)的正確性，說明了對拉鋼筋具有防止此類節(jié)點發(fā)生混凝土分層破壞的脆性破壞形式。并且可以看到D11 對于抵抗力矩的貢獻(xiàn)最大。

由于D11 的應(yīng)變較大，因此單獨提取其整個加載過程中的應(yīng)變變化情況進(jìn)行比較，如圖22 所示?？梢钥吹皆趯摻钆渲孟嗤瑫r，荷載大于2000 kN 后，隨著偏心率的降低，第一排對拉鋼筋應(yīng)變降低。這主要是因為當(dāng)偏心率降低后，鋼板與鋼筋間的傳力更直接，不平衡力矩更小。而當(dāng)搭接鋼筋位置相同時，隨著對拉鋼筋的減少，第一排對拉鋼筋的應(yīng)變增大。

4 設(shè)計建議

綜合本文試驗的結(jié)果以及已有的相關(guān)研究，除了規(guī)范中的相關(guān)要求，在本節(jié)對此類插筋式非接觸搭接節(jié)點提出設(shè)計建議。

圖20 各試件對拉鋼筋應(yīng)變Fig.20 Strains of tie bars of each specimen

圖21 實際抵抗力矩與理論抵抗力矩的比較Fig.21 Comparison of the measured and theorical MR(i)

圖22 D11 應(yīng)變對比Fig.22 Strain comparison of D11

結(jié)合Katayama 等[21]以及Seo 和Varma[22]的試驗研究，目前此類節(jié)點可能發(fā)生的破壞模式包括： 1)鋼板屈服；2) 搭接鋼筋錨固長度不足導(dǎo)致的滑移破壞；3) 對拉鋼筋不足導(dǎo)致的混凝土撕裂破壞。除此之外，還有可能因為：4) 搭接鋼筋配置過少導(dǎo)致其先于鋼板達(dá)到屈服以及5)由于鋼板上的栓釘設(shè)置不足導(dǎo)致鋼板與混凝土之間的界面破壞。在上述破壞模式中，本文發(fā)生的破壞模式鋼板屈服是一種延性破壞模式，并且滿足“強(qiáng)節(jié)點，弱構(gòu)件”的設(shè)計思想，所以建議將該模式作為節(jié)點設(shè)計時的理想破壞模式。為實現(xiàn)此種破壞模式，避免其他破壞模式的出現(xiàn)，下面對于搭接鋼筋、對拉鋼筋和栓釘?shù)脑O(shè)計提出建議。

對于搭接鋼筋，其數(shù)量以及強(qiáng)度應(yīng)按照使搭接鋼筋的總抗拉承載力不低于雙鋼板組合墻的純鋼板抗拉承載力的1.25 倍來進(jìn)行設(shè)計，從而保證在極限狀態(tài)下鋼板先進(jìn)入屈服，避免第4 種破壞模式的出現(xiàn)。并且，為了防止出現(xiàn)第2 種破壞模式，搭接鋼筋的搭接長度應(yīng)該按照式(2)來進(jìn)行計算。此外，依據(jù)LS4 的試驗參數(shù)和結(jié)果，建議實際工程中最外側(cè)搭接鋼筋與鋼板之間的距離應(yīng)至少在栓釘高度的基礎(chǔ)上增加1 倍鋼筋直徑。

對于對拉鋼筋，由于第3 種破壞模式是一種脆性破壞，所以應(yīng)該重視并偏于保守地來進(jìn)行考慮從而避免該種破壞模式的出現(xiàn)。根據(jù)3.5 節(jié)中對于對拉鋼筋應(yīng)變的分析，發(fā)現(xiàn)接近基礎(chǔ)頂面的對拉鋼筋對抵抗不平衡力矩的貢獻(xiàn)最大，應(yīng)該采取加密措施或采用更大直徑的鋼筋。建議在設(shè)計中偏于保守地只考慮第一排鋼筋對于抵抗不平衡力矩的作用，以鋼板達(dá)到屈服為極限狀態(tài)，那么第一排每根鋼筋的設(shè)計拉力值Freq可按下式計算：

式中：st為對拉鋼筋橫向間距；tp為單側(cè)鋼板厚度。根據(jù)式(10)計算得到的LS1/LS2/LS3 試件在鋼板屈服時的第一排鋼筋應(yīng)變分別為2051 με、1197 με、1659 με，試驗量測結(jié)果分別為1938 με、1008 με、1425 με，兩者吻合較好，且對拉鋼筋均未屈服。對于LS4，按照式(9)計算，對拉鋼筋早已屈服，超出了其適用范圍。

在實際結(jié)構(gòu)設(shè)計中，還需要將根據(jù)式(9)計算的鋼筋面積與按照組合墻面外抗剪需求或構(gòu)造要求計算的鋼筋面積進(jìn)行疊加，得到最終設(shè)計結(jié)果。

最后，按照《核電站鋼板混凝土結(jié)構(gòu)技術(shù)標(biāo)準(zhǔn)》[4]以及《電弧螺柱焊用圓柱頭焊釘標(biāo)準(zhǔn)》(GB/T 10433?2002)[26]來進(jìn)行栓釘設(shè)計，通過滿足完全剪力連接即可避免第5 種破壞模式的出現(xiàn)。

5 結(jié)論

本文設(shè)計了4 個具有不同插筋位置和對拉鋼筋配筋率的雙鋼板混凝土組合墻-鋼筋混凝土筏板基礎(chǔ)的插筋式錨固節(jié)點的單調(diào)拉伸試驗，通過對其承載力、剛度、裂縫形態(tài)、對拉鋼筋以及鋼板應(yīng)變進(jìn)行分析，得到如下結(jié)論：

(1)本文4 個節(jié)點的搭接長度均按照AISC N690?12 對鋼筋搭接長度的要求來設(shè)計。試驗表明節(jié)點均滿足等強(qiáng)連接，最終以鋼板屈服甚至拉斷為破壞模式，具有良好的延性，沒有出現(xiàn)脆性破壞。

(2)對拉鋼筋的應(yīng)變沿著搭接長度呈非線性分布，距離作動端最近的第一排對拉鋼筋應(yīng)變最大，而在斜裂縫出現(xiàn)后，靠近固定端區(qū)域的對拉鋼筋應(yīng)變迅速增大。整個加載過程中，搭接區(qū)域中部的對拉鋼筋應(yīng)變均較小。

(3)隨著對拉鋼筋的減少，在相同的不平衡力矩作用下，靠近混凝土基礎(chǔ)的第一排對拉鋼筋應(yīng)變相應(yīng)增大。由于對混凝土的橫向約束作用降低，混凝土的裂縫寬度發(fā)展較塊，搭接鋼筋的滑移增大。

(4)隨著搭接鋼筋的偏心率降低，相同荷載作用下產(chǎn)生的不平衡力矩降低，在相同的對拉鋼筋配置下，靠近混凝土基礎(chǔ)的第一排對拉鋼筋應(yīng)變降低。但是由于搭接鋼筋過于靠近鋼板，也會導(dǎo)致搭接鋼筋的錨固受到削弱從而增大滑移。

(5)本文建議在設(shè)計過程中對于接近基礎(chǔ)部分的對拉鋼筋應(yīng)該適當(dāng)加密或采用更大直徑的鋼筋，并給出了對拉鋼筋拉力設(shè)計值的計算公式，可指導(dǎo)節(jié)點設(shè)計。

目前針對該類節(jié)點的研究仍未系統(tǒng)深入地揭示鋼筋與鋼板搭接傳力的復(fù)雜機(jī)制，未來應(yīng)開展考慮更多參數(shù)的節(jié)點精細(xì)試驗，并基于此進(jìn)行理論分析和數(shù)值模擬研究。