鋼管混凝土框架梁柱端板連接抗震性能試驗研究

鋼管混凝土框架梁柱端板連接抗震性能試驗研究

鋼管混凝土柱與鋼梁端板連接節(jié)點的選擇和試驗研究美國北歷史事件，日本赤神地震，臺灣譴責了幾乎所有類型的鋼結構破壞。主要表現(xiàn)為梁翼邊緣陡坡的焊接破壞和邊緣屈曲，這主要表現(xiàn)為鋼結構建筑地震后的修復非常困難，成本非常高。為了提高鋼結構節(jié)點的抗震性能,國內外研究者提出了很多改進的連接方式,如加強型、削弱型、半剛性連接。目前大多數(shù)梁柱連接都假定為完全剛接或理想鉸接,極大地簡化了分析和設計過程,但是在實際工程中,大多數(shù)連接很難達到這兩種理想狀態(tài),均介于剛接和鉸接之間,為半剛性連接。端板連接就是較典型的半剛性連接形式,已廣泛應用于現(xiàn)代多高層建筑鋼框架和輕鋼工業(yè)廠房。由于實際工程需要,國內外研究者提出了許多不同類型的鋼管混凝土框架梁柱剛接或鉸接節(jié)點,諸如環(huán)梁式、穿筋式、外加強環(huán)式、內隔板式、貫通隔板式等節(jié)點,并進行了大量試驗研究和理論分析。然而,鋼管混凝土柱節(jié)點在實際工程應用中仍存在許多加工、設計和施工方面的難題。本文開展了一種新型半剛性鋼管混凝土框架節(jié)點研究,即鋼管混凝土柱與鋼梁單邊螺栓端板連接節(jié)點。該新型節(jié)點采用特殊的單邊螺栓,克服傳統(tǒng)高強螺栓不能直接應用于鋼管等閉合截面的缺點,具有單邊擰緊、施工快捷、受力性能可靠、抗震性能優(yōu)越和可更換等諸多優(yōu)點,在房屋建筑、工業(yè)廠房和其他特殊設施中具有良好的工程應用前景。然而,目前國內對鋼管混凝土框架單邊螺栓端板連接節(jié)點研究較為少見,缺乏此類新型節(jié)點的試驗數(shù)據(jù)、計算模型和設計方法。本文進行8個鋼管混凝土柱與鋼梁端板連接節(jié)點的低周反復加載試驗,詳細研究了此類新型節(jié)點的抗震性能和破壞形式。研究結果將為此新型節(jié)點在實際工程應用提供參考依據(jù)。1試驗總結1.1高強螺栓試件本試驗共設計和加工了8個試件,進行兩組節(jié)點低周反復荷載試驗。第1組為平齊端板連接中柱節(jié)點,其中方形和圓形柱截面試件各2個,柱截面尺寸分別為□200mm×200mm×8mm和○219mm×8mm,柱高1400mm,端板厚度分別為12mm和18mm,梁截面尺寸為H300mm×150mm×6.5mm×9mm,梁長1300mm。螺栓采用英國生產(chǎn)的8.8級M16規(guī)格Hollo-bolt高強度螺栓,螺栓尾部無錨固措施。試件尺寸詳見表1和圖1(a)和圖1(b)。第2組為外伸端板連接邊柱節(jié)點,其中方形和圓形柱截面試件各2個,柱截面尺寸分別為□200mm×200mm×10mm和○200mm×10mm,柱高1650mm,端板厚度分別為12mm和18mm,梁截面尺寸為H300mm×150mm×6mm×10mm,梁長1700mm。試件尺寸詳見表1和圖1(c)和圖1(d)。螺栓采用國產(chǎn)的10.9級M20規(guī)格高強度螺栓。為了加強螺栓與管內混凝土的錨固性能,在螺栓尾部焊接了長度50mm、直徑20mm的HRB335螺紋鋼筋,見圖2。當鋼結構節(jié)點安裝完成后,按照一定比例調配自密實混凝土,向鋼管內直接澆筑混凝土,無需振搗。經(jīng)過28d以上養(yǎng)護時間之后,試件制作完成。所用鋼材的力學性能指標由拉伸試驗測得,見表2。第1組試驗,自密實混凝土的平均立方體抗壓強度和彈性模量分別為64N/mm2和3.43×104N/mm2;第2組試驗,自密實混凝土的平均立方體抗壓強度和彈性模量分別為44.34N/mm2和3.35×104N/mm2。1.2鋼結構反力架和試驗裝置試驗加載裝置照片見圖3。第1組試驗裝置見圖3(a)。利用大型鋼結構反力架懸掛5000kN千斤頂對柱頂施加至設計軸壓力,所有試件柱軸壓比為0.6;梁端低周反復荷載通過兩個250kN的美國MTS伺服作動器施加,所有加載設備都通過拉桿裝置固定在鋼結構反力架上。第2組試驗裝置見圖3(b)。用兩個鋼結構反力架將試件安裝就位。一個反力架懸掛5000kN千斤頂對柱頂施加至設計軸壓力,所有試件柱軸壓比為0.6;另一個反力架用來懸掛MTS伺服作動器,并對梁端施加低周反復荷載。柱上端用帶錨固裝置的鋼梁約束,防止發(fā)生平面外失穩(wěn)。柱下端與混凝土基座裝置鉸接,允許柱端發(fā)生轉動。所有試件安裝時,都要經(jīng)過嚴格的對中校核。試驗程序采用美國ATC-24,取試件屈服荷載0.7Pmax(Pmax是用理論計算的試件極限荷載值)對應位移為屈服位移Δy,在試件屈服前按照位移來控制,采用0.25Δy、0.5Δy、0.7Δy進行加載,每級循環(huán)2圈;試件達到屈服后,采用1Δy、1.5Δy、2Δy、3Δy、5Δy、7Δy、8Δy…進行加載,前面3級(1Δy、1.5Δy、2Δy)循環(huán)3圈,其余的循環(huán)2圈。1.3試驗數(shù)據(jù)和監(jiān)測系統(tǒng)節(jié)點的梁端荷載-豎向位移關系曲線由MTS加載系統(tǒng)自動采集,試件的應變和位移等數(shù)據(jù)采用英國SI35951BIMP和日本TDS-303動態(tài)數(shù)據(jù)采集系統(tǒng)采集,并在試驗過程中對鋼管混凝土柱、節(jié)點核心區(qū)、端板、螺栓和鋼梁的變形和應變變化進行全過程監(jiān)測。2邊界條件試驗及破壞情況試驗中詳細地觀察了所有試件的荷載-位移關系曲線全過程和破壞模式(見圖4)。試驗后發(fā)現(xiàn),平齊端板節(jié)點的破壞模式主要有:(1)端板變形;(2)節(jié)點核心區(qū)管壁鼓曲變形;(3)荷載過大時方鋼管邊角出現(xiàn)撕裂;(4)受拉螺栓拔出;(5)當連接發(fā)生較大轉動,導致受拉螺栓處部分混凝土剝落。外伸端板節(jié)點的破壞模式主要有:(1)端板變形;(2)梁受壓翼緣和腹板屈曲變形;(3)當端板厚度較薄時,方鋼管混凝土柱節(jié)點的梁受拉翼緣與端板處焊縫撕裂破壞;(4)節(jié)點核心區(qū)管壁鼓曲變形;(5)當荷載過大時,在方鋼管混凝土柱節(jié)點受拉螺栓尾部的焊接鋼筋拉斷。節(jié)點的破壞模式與端板形式、端板厚度、柱截面形狀和螺栓錨固措施有關。對于方鋼管混凝土柱節(jié)點CJD1和CJD2,除了端板厚度不同,其余構件尺寸基本相同,但是端板厚度12mm試件CJD2的端板變形比端板厚度18mm試件CJD1更加明顯。試件CJD1和CJD2的端板最大變形(即端板離開柱壁的最大距離)分別是32mm和39mm。同時,對于端板厚度較大的試件,鋼管壁變形也很小。當位移加載到5Δy時,梁轉角達到0.05rad,在上下第一排受拉螺栓處,方鋼管邊角突然出現(xiàn)縱向裂縫。出現(xiàn)這種現(xiàn)象的主要原因可能是當梁端荷載很大時,連接轉動變形變大,導致第一排受拉螺栓被拔出,柱翼緣向外變形變大,從而導致柱腹板提供給柱翼緣的約束減弱,方鋼管邊角出現(xiàn)縱向裂縫。對于圓鋼管混凝土柱節(jié)點試件DEC1和DEC2,除端板厚度不同外,其余構件尺寸均相同。由于試件DEC1的端板厚度(tep=12mm)較薄,所以端板進入了屈服階段,在與梁翼緣焊接處產(chǎn)生鼓曲變形。對于端板厚度18mm試件DEC2,相對于端板、柱和錨固連接來說,梁成為最薄弱的部位,在過大荷載作用下,梁受壓翼緣屈曲變形。兩個試件均由于梁端形成塑性鉸,變形嚴重而停止加載。方鋼管混凝土柱節(jié)點的端板變形明顯比相近尺寸的圓鋼管混凝土柱節(jié)點的端板變形要大。在試件DES1中,端板為最薄弱組件,破壞時完全進入塑性狀態(tài),最后由于變形過大,與梁受拉翼緣焊接處的焊縫被撕裂而破壞。停止加載時,端板與柱壁脫離約15mm,梁翼緣處焊縫裂開約30mm,腹板與端板焊接處的焊縫也被拉脫。對于試件DES2,停止加載時,端板變形與柱壁脫離約40mm。柱與端板連接處的中間兩排螺栓被拉出,柱壁鼓曲厲害,梁翼緣與端板焊接處的焊縫被撕開約20mm。梁上下翼緣均有輕微屈曲變形現(xiàn)象。試件CJD1和CJD2的破壞情況亦如此。為了更加深入的了解單邊螺栓端板連接的性能,試驗人員在節(jié)點試驗后,采用無壓汽油焊割機割開了鋼管,仔細地觀察和記錄了鋼管內混凝土的裂縫分布和破壞情況,同時敲掉了鋼管內的混凝土,從而可以清楚觀察螺栓的變形情況。圖5(a)和圖5(b)分別為割開后試件CJD4的混凝土和螺栓的破壞情況。觀察表明,節(jié)點核心區(qū)混凝土沒有出現(xiàn)明顯大裂縫,僅是受拉螺栓處有部分混凝土剝落,主要原因可能是當連接發(fā)生較大轉動變形,使螺栓向外拉,鑲嵌混凝土內的螺栓錐形頭和尾部套筒發(fā)生松動,從而導致部分混凝土剝落;螺栓沒有發(fā)生彎曲和剪斷等明顯破壞現(xiàn)象,僅是在拉力作用下螺栓尾部套筒的支撐范圍變小,即使在較大的梁端轉動變形情況下,螺栓整體受力性能和變形情況仍非常安全可靠?？v觀整個試驗過程,采用單邊螺栓端板連接的鋼管混凝土柱節(jié)點整體都表現(xiàn)出良好的抗震性能、變形能力和結構受力性能。3試驗結果與分析3.1節(jié)點的滯回曲線滯回曲線是在低周反復荷載作用下,結構作用力和結構某點位移之間的關系曲線,它反映結構在反復受力過程中的變形特征、剛度退化及能量消耗,是確定恢復力模型和進行非線性地震反應分析的依據(jù)。各節(jié)點試件的連接彎矩-轉角(M-θr)關系滯回曲線見圖6。由圖6可知:(1)節(jié)點的加載曲線斜率和卸載曲線斜率均隨反復加載次數(shù)的增加而不斷減小,但是卸載曲線斜率減小幅度較加載曲線斜率減小幅度偏小,說明節(jié)點的卸載剛度退化現(xiàn)象不如加載剛度退化現(xiàn)象明顯;(2)隨著位移的增大,加載時的連接剛度逐漸發(fā)生退化,剛度退化主要與柱翼緣屈服和端板變形有關;(3)節(jié)點滯回曲線的飽滿程度與端板厚度和柱截面類型有關,端板越厚,滯回環(huán)面積越大,圓鋼管混凝土柱節(jié)點的滯回環(huán)面積大于方鋼管混凝土柱節(jié)點;(4)外伸端板連接節(jié)點的極限彎矩和初始剛度均大于平齊端板連接節(jié)點;(5)總體看,節(jié)點滯回性能飽滿,剛度退化不明顯,表明單邊螺栓端板連接鋼管混凝土柱節(jié)點具有良好的抗震性能。3.2外伸端板連接節(jié)點各節(jié)點彎矩-轉角(M-θr)關系骨架曲線見圖7。平齊端板連接節(jié)點試驗結果表明:隨著端板厚度增大,試件抗彎承載力和初始剛度越大。對于方鋼管混凝土柱節(jié)點,端板厚度18mm的節(jié)點抗彎承載力和初始剛度比端板厚度12mm的節(jié)點分別大15.2%和22%;對于圓鋼管混凝土柱節(jié)點,端板厚度18mm的節(jié)點抗彎承載力和初始剛度比端板厚度12mm的節(jié)點分別大2.1%和6.2%。當采用相同厚度的端板,圓鋼管混凝土柱節(jié)點的抗彎承載力和初始剛度比方鋼管混凝土柱節(jié)點要大。對于12mm厚的端板,圓鋼管混凝土柱節(jié)點的抗彎承載力和初始剛度比方鋼管混凝土柱節(jié)點要提高21.9%和15%;對于18mm厚的端板,圓鋼管混凝土柱節(jié)點的抗彎承載力和初始剛度比方鋼管混凝土柱節(jié)點要提高8.2%和20.2%。方鋼管混凝土柱節(jié)點彎矩超過抗彎承載力后,彎矩下降明顯。而圓鋼管混凝土柱節(jié)點的彎矩下降非常緩慢,有一定的屈服平臺。外伸端板連接節(jié)點試驗結果表明:對于圓鋼管混凝土柱節(jié)點,端板厚度18mm的節(jié)點抗彎承載力和初始剛度比端板厚度12mm的節(jié)點分別大5.9%和5.6%;對于方鋼管混凝土柱節(jié)點,端板厚度18mm的節(jié)點的抗彎承載力和初始剛度比端板厚度12mm的節(jié)點分別大60%和54%。當采用相同厚度的端板,圓鋼管混凝土柱節(jié)點的抗彎承載力和初始剛度比方鋼管混凝土柱節(jié)點要大。對于12mm厚的端板,圓鋼管混凝土柱節(jié)點的抗彎承載力和初始剛度比方鋼管混凝土柱節(jié)點要提高50%和64%;對于18mm厚的端板,圓鋼管混凝土柱節(jié)點的抗彎承載力和初始剛度比方鋼管混凝土柱節(jié)點要提高5%和11%。3.3家生物量的測定試件的典型彎矩-轉角骨架曲線見圖8。試件的破壞荷載定義為Mu=0.85Mmax,對應破壞轉角θu。Mmax為試驗中試件所達到的梁端荷載的最大值,對應轉角為θrmax。試件M-θr骨架曲線特征值見表3,由表3可以看出:(1)當端板厚度增加時,屈服轉角和屈服荷載、極限荷載和破壞荷載都呈增大趨勢;(2)對于相同厚度的端板和尺寸相近的試件,圓鋼管混凝土柱節(jié)點與方鋼管混凝土柱節(jié)點相比,屈服荷載和極限荷載分別提高5.4%~71.6%和8.1%~77.7%;(3)對于相同厚度的端板和尺寸相近的試件,外伸端板連接鋼管混凝土柱節(jié)點與平齊端板連接鋼管混凝土柱節(jié)點相比,屈服荷載和極限荷載分別提高236%~405%和79%~172%。3.4節(jié)點荷載退化分析強度退化是指在位移幅值不變的條件下,結構構件承載力隨著反復加載次數(shù)的增加而降低的性能。為了反映節(jié)點承載力隨著循環(huán)次數(shù)增加的變化情況,圖9給出了所有節(jié)點試件的同級荷載強度退化系數(shù)λi隨加載位移(Δ/Δy)的變化情況。圖9中PD和ND分別表示正向和負向加載。由圖9可知:總體上所有節(jié)點試件的同級荷載強度退化程度并不明顯,即在節(jié)點屈服直至鋼梁屈服前,同級荷載強度退化很不明顯,只有當鋼梁屈服和加載位移很大時,才出現(xiàn)比較明顯的同級荷載降低。圖10給出了所有節(jié)點試件的總體荷載退化系數(shù)λj隨加載位移(Δ/Δy)的變化情況。由圖10可知:在總體荷載強度退化峰值點過后,鋼管混凝土柱節(jié)點的總體荷載退化系數(shù)λj隨加載位移Δ/Δy的增加而逐漸降低。另外,對于同一類型的節(jié)點,端板厚度越大,總體荷載退化系數(shù)λj越大。3.5加載次數(shù)對環(huán)路剛度的影響剛度退化一般有三種定義:(1)定義1:剛度隨著循環(huán)周數(shù)和位移接近極限值而減少;(2)定義2:在保持相同的峰值荷載時,峰值荷載對應的位移隨循環(huán)次數(shù)增加而增加;(3)定義3:在位移幅值不變的條件下,結構或構件的剛度隨反復加載的次數(shù)增加而降低的特性。本文采用環(huán)線剛度Kj來評價剛度退化:式中:Pji為第j級加載位移(Δ/Δy=j)時,第i次加載循環(huán)的峰值點荷載;uji為第j級加載位移(Δ/Δy=j)時,第i次加載循環(huán)的峰值點位移;n為循環(huán)次數(shù)。由圖11可知:端板厚度和柱截面類型對環(huán)線剛度曲線變化趨勢影響較大。在相同加載位移Δ/Δy,對于同類型節(jié)點,端板厚度越大,環(huán)線剛度越大,但是環(huán)線剛度退化速度變慢;對于相同厚度端板,圓鋼管混凝土柱節(jié)點的環(huán)線剛度比方鋼管混凝土柱節(jié)點大,但環(huán)線剛度退化速度要慢;外伸端板連接節(jié)點的環(huán)線剛度比平齊端板連接節(jié)點要大。3.6節(jié)點等效黏滯阻尼系數(shù)結構構件的耗散能力是以荷載-位移滯回曲線所包圍面積來衡量,如圖12所示,一般認為滯回環(huán)越飽滿,包圍面積越大,則結構的耗能性能越好。本文采用等效黏滯阻尼系數(shù)ξe和能量耗散系數(shù)E來評價節(jié)點試件的耗散能力。以圖12為例,滯回環(huán)的等效黏滯阻尼系數(shù)ξe表達式如下:能量耗散系數(shù)E定義為構件在一個滯回環(huán)的總能量與構件彈性能的比值:根據(jù)式(3)可以計算得到極限狀態(tài)時節(jié)點試件的總耗能、滯回環(huán)的等效黏滯阻尼系數(shù)ξe和能量耗散系數(shù)E,見表4。其中,極限狀態(tài)節(jié)點試件的總耗能Wtotal是指荷載從零開始一直到最大荷載Pmax對應的滯回環(huán)截止點所累計的滯回環(huán)包圍面積;破壞狀態(tài)節(jié)點試件的總耗能是指荷載從零開始一直到破壞荷載0.85Pmax對應的滯回環(huán)截止點所累計的滯回環(huán)包圍面積。研究表明:(1)端板越厚,節(jié)點等效黏滯阻尼系數(shù)ξe越大;(2)方鋼管混凝土柱節(jié)點的等效黏滯阻尼系數(shù)ξe和能量耗散系數(shù)E大于圓鋼管混凝土柱節(jié)點,但是總耗能Wtoal相反;(3)對于平齊端板連接節(jié)點,在屈服狀態(tài)和極限狀態(tài),等效黏滯阻尼系數(shù)ξe的范圍在0.092~0.128之間;在破壞狀態(tài),等效黏滯阻尼系數(shù)ξe的范圍在0.088~0.179之間。鋼筋混凝土節(jié)點的等效黏滯阻尼系數(shù)一般為0.1左右,型鋼混凝土節(jié)點的等效黏滯阻尼系數(shù)一般為0.3左右,說明鋼管混凝土柱平齊端板連接節(jié)點的耗能能力與鋼筋混凝土柱節(jié)點接近;(4)對于外伸端板連接節(jié)點,在屈服狀態(tài)和極限狀態(tài),等效黏滯阻尼系數(shù)ξe的范圍在0.220~0.331之間;在破壞狀態(tài),等效黏滯阻尼系數(shù)ξe的范圍在0.284~0.456之間。通過比較,說明鋼管混凝土柱外伸端板連接節(jié)點的耗能能力優(yōu)于鋼筋混凝土柱節(jié)點,與型鋼混凝土柱節(jié)點接近。4剛性和伸長率4.1節(jié)點剛度和強度為了考察試驗節(jié)點是否屬于半剛性連接、部分強度節(jié)點,可以參考歐洲規(guī)范EC3和EC4對節(jié)點分類方法的規(guī)定。歐洲規(guī)范EC3按剛度和強度對無側移框架和有側移框架梁柱節(jié)點分類如下:(1)按剛度分類當K0≥8EIb/Lb(無側移框架),K0≥25EIb/Lb(有側移框架),剛接;當K0≤0.5EIb/Lb,鉸接;當0.5EIb/Lb<K0<8EIb/Lb(無側移框架),0.5EIb/Lb<K0<25EIb/Lb(有側移框架),半剛性連接。式中:K0為節(jié)點初始剛度;EIb、Lb分別為梁抗彎剛度和跨度。(2)按強度分類當Mu≥Mbp,全強度;當Mu≤0.25Mbp,鉸接;當0.25Mbp<Mu<Mbp,部分強度。式中:Mu為節(jié)點抗彎承載力;Mbp為梁塑性彎矩。根據(jù)EC3提供的節(jié)點分類方法,按無側移框架和有側移框架對節(jié)點進行了分類,見圖13。從圖13可知,所有試驗節(jié)點按剛度分類,為半剛性連接節(jié)點;按強度分類,平齊端板連接節(jié)點均為部分強度節(jié)點,外伸端板連接節(jié)點除了試件DES1為部分強度節(jié)點外,其余均為全強度節(jié)點。同時,單邊螺栓端板連接節(jié)點的極限轉角均超過50mrad,可滿足美國規(guī)范FEMA-350不小于30mrad的延性設計要求。4.2層鋼結構彈塑性極限位移角延性是指結構或構件在破壞之前,當其承載力無顯著降低的條件下承受彈塑性變形的能力。節(jié)點屈服位移Δy、破壞位移Δu、位移延性系數(shù)μ和轉角延性系數(shù)μθ,見表5?，F(xiàn)行《建筑抗震設計規(guī)范》(GB50011—2010)規(guī)定:對于多高層鋼結構彈性層間位移角限值[θe]=1/250≈0.004rad=4mrad,彈塑性層間位移角限值[θp]=1/50≈0.02rad=20mrad。從表5可知,對于平齊端板連接節(jié)點,試件的位移延性系數(shù)μ=5.08~6.05,彈性極限位移角θy≈2.70[θe]~4.52[θe],其彈塑性極限位移角θu≈3.18[θp]~5.17[θp];對于外伸端板連接節(jié)點,試件的位移延性系數(shù)μ=3.25~7.65,彈性極限位移角θy≈2.98[θe]~4.59[θe],其彈塑性極限位移角θu≈2.86[θp]~4.77[θp]。通過與鋼結構的彈性位移角限值和彈塑性位移角限值比較,可以了解本試驗節(jié)點試件的抗震性能,分析結果表明此類組合節(jié)點均