钢管混凝土框架梁柱端板连接抗震性能试验研究

钢管混凝土框架梁柱端板连接抗震性能试验研究

钢管混凝土柱与钢梁端板连接节点的选择和试验研究美国北历史事件，日本赤神地震，台湾谴责了几乎所有类型的钢结构破坏。主要表现为梁翼边缘陡坡的焊接破坏和边缘屈曲，这主要表现为钢结构建筑地震后的修复非常困难，成本非常高。为了提高钢结构节点的抗震性能,国内外研究者提出了很多改进的连接方式,如加强型、削弱型、半刚性连接。目前大多数梁柱连接都假定为完全刚接或理想铰接,极大地简化了分析和设计过程,但是在实际工程中,大多数连接很难达到这两种理想状态,均介于刚接和铰接之间,为半刚性连接。端板连接就是较典型的半刚性连接形式,已广泛应用于现代多高层建筑钢框架和轻钢工业厂房。由于实际工程需要,国内外研究者提出了许多不同类型的钢管混凝土框架梁柱刚接或铰接节点,诸如环梁式、穿筋式、外加强环式、内隔板式、贯通隔板式等节点,并进行了大量试验研究和理论分析。然而,钢管混凝土柱节点在实际工程应用中仍存在许多加工、设计和施工方面的难题。本文开展了一种新型半刚性钢管混凝土框架节点研究,即钢管混凝土柱与钢梁单边螺栓端板连接节点。该新型节点采用特殊的单边螺栓,克服传统高强螺栓不能直接应用于钢管等闭合截面的缺点,具有单边拧紧、施工快捷、受力性能可靠、抗震性能优越和可更换等诸多优点,在房屋建筑、工业厂房和其他特殊设施中具有良好的工程应用前景。然而,目前国内对钢管混凝土框架单边螺栓端板连接节点研究较为少见,缺乏此类新型节点的试验数据、计算模型和设计方法。本文进行8个钢管混凝土柱与钢梁端板连接节点的低周反复加载试验,详细研究了此类新型节点的抗震性能和破坏形式。研究结果将为此新型节点在实际工程应用提供参考依据。1试验总结1.1高强螺栓试件本试验共设计和加工了8个试件,进行两组节点低周反复荷载试验。第1组为平齐端板连接中柱节点,其中方形和圆形柱截面试件各2个,柱截面尺寸分别为□200mm×200mm×8mm和○219mm×8mm,柱高1400mm,端板厚度分别为12mm和18mm,梁截面尺寸为H300mm×150mm×6.5mm×9mm,梁长1300mm。螺栓采用英国生产的8.8级M16规格Hollo-bolt高强度螺栓,螺栓尾部无锚固措施。试件尺寸详见表1和图1(a)和图1(b)。第2组为外伸端板连接边柱节点,其中方形和圆形柱截面试件各2个,柱截面尺寸分别为□200mm×200mm×10mm和○200mm×10mm,柱高1650mm,端板厚度分别为12mm和18mm,梁截面尺寸为H300mm×150mm×6mm×10mm,梁长1700mm。试件尺寸详见表1和图1(c)和图1(d)。螺栓采用国产的10.9级M20规格高强度螺栓。为了加强螺栓与管内混凝土的锚固性能,在螺栓尾部焊接了长度50mm、直径20mm的HRB335螺纹钢筋,见图2。当钢结构节点安装完成后,按照一定比例调配自密实混凝土,向钢管内直接浇筑混凝土,无需振捣。经过28d以上养护时间之后,试件制作完成。所用钢材的力学性能指标由拉伸试验测得,见表2。第1组试验,自密实混凝土的平均立方体抗压强度和弹性模量分别为64N/mm2和3.43×104N/mm2;第2组试验,自密实混凝土的平均立方体抗压强度和弹性模量分别为44.34N/mm2和3.35×104N/mm2。1.2钢结构反力架和试验装置试验加载装置照片见图3。第1组试验装置见图3(a)。利用大型钢结构反力架悬挂5000kN千斤顶对柱顶施加至设计轴压力,所有试件柱轴压比为0.6;梁端低周反复荷载通过两个250kN的美国MTS伺服作动器施加,所有加载设备都通过拉杆装置固定在钢结构反力架上。第2组试验装置见图3(b)。用两个钢结构反力架将试件安装就位。一个反力架悬挂5000kN千斤顶对柱顶施加至设计轴压力,所有试件柱轴压比为0.6;另一个反力架用来悬挂MTS伺服作动器,并对梁端施加低周反复荷载。柱上端用带锚固装置的钢梁约束,防止发生平面外失稳。柱下端与混凝土基座装置铰接,允许柱端发生转动。所有试件安装时,都要经过严格的对中校核。试验程序采用美国ATC-24,取试件屈服荷载0.7Pmax(Pmax是用理论计算的试件极限荷载值)对应位移为屈服位移Δy,在试件屈服前按照位移来控制,采用0.25Δy、0.5Δy、0.7Δy进行加载,每级循环2圈;试件达到屈服后,采用1Δy、1.5Δy、2Δy、3Δy、5Δy、7Δy、8Δy…进行加载,前面3级(1Δy、1.5Δy、2Δy)循环3圈,其余的循环2圈。1.3试验数据和监测系统节点的梁端荷载-竖向位移关系曲线由MTS加载系统自动采集,试件的应变和位移等数据采用英国SI35951BIMP和日本TDS-303动态数据采集系统采集,并在试验过程中对钢管混凝土柱、节点核心区、端板、螺栓和钢梁的变形和应变变化进行全过程监测。2边界条件试验及破坏情况试验中详细地观察了所有试件的荷载-位移关系曲线全过程和破坏模式(见图4)。试验后发现,平齐端板节点的破坏模式主要有:(1)端板变形;(2)节点核心区管壁鼓曲变形;(3)荷载过大时方钢管边角出现撕裂;(4)受拉螺栓拔出;(5)当连接发生较大转动,导致受拉螺栓处部分混凝土剥落。外伸端板节点的破坏模式主要有:(1)端板变形;(2)梁受压翼缘和腹板屈曲变形;(3)当端板厚度较薄时,方钢管混凝土柱节点的梁受拉翼缘与端板处焊缝撕裂破坏;(4)节点核心区管壁鼓曲变形;(5)当荷载过大时,在方钢管混凝土柱节点受拉螺栓尾部的焊接钢筋拉断。节点的破坏模式与端板形式、端板厚度、柱截面形状和螺栓锚固措施有关。对于方钢管混凝土柱节点CJD1和CJD2,除了端板厚度不同,其余构件尺寸基本相同,但是端板厚度12mm试件CJD2的端板变形比端板厚度18mm试件CJD1更加明显。试件CJD1和CJD2的端板最大变形(即端板离开柱壁的最大距离)分别是32mm和39mm。同时,对于端板厚度较大的试件,钢管壁变形也很小。当位移加载到5Δy时,梁转角达到0.05rad,在上下第一排受拉螺栓处,方钢管边角突然出现纵向裂缝。出现这种现象的主要原因可能是当梁端荷载很大时,连接转动变形变大,导致第一排受拉螺栓被拔出,柱翼缘向外变形变大,从而导致柱腹板提供给柱翼缘的约束减弱,方钢管边角出现纵向裂缝。对于圆钢管混凝土柱节点试件DEC1和DEC2,除端板厚度不同外,其余构件尺寸均相同。由于试件DEC1的端板厚度(tep=12mm)较薄,所以端板进入了屈服阶段,在与梁翼缘焊接处产生鼓曲变形。对于端板厚度18mm试件DEC2,相对于端板、柱和锚固连接来说,梁成为最薄弱的部位,在过大荷载作用下,梁受压翼缘屈曲变形。两个试件均由于梁端形成塑性铰,变形严重而停止加载。方钢管混凝土柱节点的端板变形明显比相近尺寸的圆钢管混凝土柱节点的端板变形要大。在试件DES1中,端板为最薄弱组件,破坏时完全进入塑性状态,最后由于变形过大,与梁受拉翼缘焊接处的焊缝被撕裂而破坏。停止加载时,端板与柱壁脱离约15mm,梁翼缘处焊缝裂开约30mm,腹板与端板焊接处的焊缝也被拉脱。对于试件DES2,停止加载时,端板变形与柱壁脱离约40mm。柱与端板连接处的中间两排螺栓被拉出,柱壁鼓曲厉害,梁翼缘与端板焊接处的焊缝被撕开约20mm。梁上下翼缘均有轻微屈曲变形现象。试件CJD1和CJD2的破坏情况亦如此。为了更加深入的了解单边螺栓端板连接的性能,试验人员在节点试验后,采用无压汽油焊割机割开了钢管,仔细地观察和记录了钢管内混凝土的裂缝分布和破坏情况,同时敲掉了钢管内的混凝土,从而可以清楚观察螺栓的变形情况。图5(a)和图5(b)分别为割开后试件CJD4的混凝土和螺栓的破坏情况。观察表明,节点核心区混凝土没有出现明显大裂缝,仅是受拉螺栓处有部分混凝土剥落,主要原因可能是当连接发生较大转动变形,使螺栓向外拉,镶嵌混凝土内的螺栓锥形头和尾部套筒发生松动,从而导致部分混凝土剥落;螺栓没有发生弯曲和剪断等明显破坏现象,仅是在拉力作用下螺栓尾部套筒的支撑范围变小,即使在较大的梁端转动变形情况下,螺栓整体受力性能和变形情况仍非常安全可靠。纵观整个试验过程,采用单边螺栓端板连接的钢管混凝土柱节点整体都表现出良好的抗震性能、变形能力和结构受力性能。3试验结果与分析3.1节点的滞回曲线滞回曲线是在低周反复荷载作用下,结构作用力和结构某点位移之间的关系曲线,它反映结构在反复受力过程中的变形特征、刚度退化及能量消耗,是确定恢复力模型和进行非线性地震反应分析的依据。各节点试件的连接弯矩-转角(M-θr)关系滞回曲线见图6。由图6可知:(1)节点的加载曲线斜率和卸载曲线斜率均随反复加载次数的增加而不断减小,但是卸载曲线斜率减小幅度较加载曲线斜率减小幅度偏小,说明节点的卸载刚度退化现象不如加载刚度退化现象明显;(2)随着位移的增大,加载时的连接刚度逐渐发生退化,刚度退化主要与柱翼缘屈服和端板变形有关;(3)节点滞回曲线的饱满程度与端板厚度和柱截面类型有关,端板越厚,滞回环面积越大,圆钢管混凝土柱节点的滞回环面积大于方钢管混凝土柱节点;(4)外伸端板连接节点的极限弯矩和初始刚度均大于平齐端板连接节点;(5)总体看,节点滞回性能饱满,刚度退化不明显,表明单边螺栓端板连接钢管混凝土柱节点具有良好的抗震性能。3.2外伸端板连接节点各节点弯矩-转角(M-θr)关系骨架曲线见图7。平齐端板连接节点试验结果表明:随着端板厚度增大,试件抗弯承载力和初始刚度越大。对于方钢管混凝土柱节点,端板厚度18mm的节点抗弯承载力和初始刚度比端板厚度12mm的节点分别大15.2%和22%;对于圆钢管混凝土柱节点,端板厚度18mm的节点抗弯承载力和初始刚度比端板厚度12mm的节点分别大2.1%和6.2%。当采用相同厚度的端板,圆钢管混凝土柱节点的抗弯承载力和初始刚度比方钢管混凝土柱节点要大。对于12mm厚的端板,圆钢管混凝土柱节点的抗弯承载力和初始刚度比方钢管混凝土柱节点要提高21.9%和15%;对于18mm厚的端板,圆钢管混凝土柱节点的抗弯承载力和初始刚度比方钢管混凝土柱节点要提高8.2%和20.2%。方钢管混凝土柱节点弯矩超过抗弯承载力后,弯矩下降明显。而圆钢管混凝土柱节点的弯矩下降非常缓慢,有一定的屈服平台。外伸端板连接节点试验结果表明:对于圆钢管混凝土柱节点,端板厚度18mm的节点抗弯承载力和初始刚度比端板厚度12mm的节点分别大5.9%和5.6%;对于方钢管混凝土柱节点,端板厚度18mm的节点的抗弯承载力和初始刚度比端板厚度12mm的节点分别大60%和54%。当采用相同厚度的端板,圆钢管混凝土柱节点的抗弯承载力和初始刚度比方钢管混凝土柱节点要大。对于12mm厚的端板,圆钢管混凝土柱节点的抗弯承载力和初始刚度比方钢管混凝土柱节点要提高50%和64%;对于18mm厚的端板,圆钢管混凝土柱节点的抗弯承载力和初始刚度比方钢管混凝土柱节点要提高5%和11%。3.3家生物量的测定试件的典型弯矩-转角骨架曲线见图8。试件的破坏荷载定义为Mu=0.85Mmax,对应破坏转角θu。Mmax为试验中试件所达到的梁端荷载的最大值,对应转角为θrmax。试件M-θr骨架曲线特征值见表3,由表3可以看出:(1)当端板厚度增加时,屈服转角和屈服荷载、极限荷载和破坏荷载都呈增大趋势;(2)对于相同厚度的端板和尺寸相近的试件,圆钢管混凝土柱节点与方钢管混凝土柱节点相比,屈服荷载和极限荷载分别提高5.4%~71.6%和8.1%~77.7%;(3)对于相同厚度的端板和尺寸相近的试件,外伸端板连接钢管混凝土柱节点与平齐端板连接钢管混凝土柱节点相比,屈服荷载和极限荷载分别提高236%~405%和79%~172%。3.4节点荷载退化分析强度退化是指在位移幅值不变的条件下,结构构件承载力随着反复加载次数的增加而降低的性能。为了反映节点承载力随着循环次数增加的变化情况,图9给出了所有节点试件的同级荷载强度退化系数λi随加载位移(Δ/Δy)的变化情况。图9中PD和ND分别表示正向和负向加载。由图9可知:总体上所有节点试件的同级荷载强度退化程度并不明显,即在节点屈服直至钢梁屈服前,同级荷载强度退化很不明显,只有当钢梁屈服和加载位移很大时,才出现比较明显的同级荷载降低。图10给出了所有节点试件的总体荷载退化系数λj随加载位移(Δ/Δy)的变化情况。由图10可知:在总体荷载强度退化峰值点过后,钢管混凝土柱节点的总体荷载退化系数λj随加载位移Δ/Δy的增加而逐渐降低。另外,对于同一类型的节点,端板厚度越大,总体荷载退化系数λj越大。3.5加载次数对环路刚度的影响刚度退化一般有三种定义:(1)定义1:刚度随着循环周数和位移接近极限值而减少;(2)定义2:在保持相同的峰值荷载时,峰值荷载对应的位移随循环次数增加而增加;(3)定义3:在位移幅值不变的条件下,结构或构件的刚度随反复加载的次数增加而降低的特性。本文采用环线刚度Kj来评价刚度退化:式中:Pji为第j级加载位移(Δ/Δy=j)时,第i次加载循环的峰值点荷载;uji为第j级加载位移(Δ/Δy=j)时,第i次加载循环的峰值点位移;n为循环次数。由图11可知:端板厚度和柱截面类型对环线刚度曲线变化趋势影响较大。在相同加载位移Δ/Δy,对于同类型节点,端板厚度越大,环线刚度越大,但是环线刚度退化速度变慢;对于相同厚度端板,圆钢管混凝土柱节点的环线刚度比方钢管混凝土柱节点大,但环线刚度退化速度要慢;外伸端板连接节点的环线刚度比平齐端板连接节点要大。3.6节点等效黏滞阻尼系数结构构件的耗散能力是以荷载-位移滞回曲线所包围面积来衡量,如图12所示,一般认为滞回环越饱满,包围面积越大,则结构的耗能性能越好。本文采用等效黏滞阻尼系数ξe和能量耗散系数E来评价节点试件的耗散能力。以图12为例,滞回环的等效黏滞阻尼系数ξe表达式如下:能量耗散系数E定义为构件在一个滞回环的总能量与构件弹性能的比值:根据式(3)可以计算得到极限状态时节点试件的总耗能、滞回环的等效黏滞阻尼系数ξe和能量耗散系数E,见表4。其中,极限状态节点试件的总耗能Wtotal是指荷载从零开始一直到最大荷载Pmax对应的滞回环截止点所累计的滞回环包围面积;破坏状态节点试件的总耗能是指荷载从零开始一直到破坏荷载0.85Pmax对应的滞回环截止点所累计的滞回环包围面积。研究表明:(1)端板越厚,节点等效黏滞阻尼系数ξe越大;(2)方钢管混凝土柱节点的等效黏滞阻尼系数ξe和能量耗散系数E大于圆钢管混凝土柱节点,但是总耗能Wtoal相反;(3)对于平齐端板连接节点,在屈服状态和极限状态,等效黏滞阻尼系数ξe的范围在0.092~0.128之间;在破坏状态,等效黏滞阻尼系数ξe的范围在0.088~0.179之间。钢筋混凝土节点的等效黏滞阻尼系数一般为0.1左右,型钢混凝土节点的等效黏滞阻尼系数一般为0.3左右,说明钢管混凝土柱平齐端板连接节点的耗能能力与钢筋混凝土柱节点接近;(4)对于外伸端板连接节点,在屈服状态和极限状态,等效黏滞阻尼系数ξe的范围在0.220~0.331之间;在破坏状态,等效黏滞阻尼系数ξe的范围在0.284~0.456之间。通过比较,说明钢管混凝土柱外伸端板连接节点的耗能能力优于钢筋混凝土柱节点,与型钢混凝土柱节点接近。4刚性和伸长率4.1节点刚度和强度为了考察试验节点是否属于半刚性连接、部分强度节点,可以参考欧洲规范EC3和EC4对节点分类方法的规定。欧洲规范EC3按刚度和强度对无侧移框架和有侧移框架梁柱节点分类如下:(1)按刚度分类当K0≥8EIb/Lb(无侧移框架),K0≥25EIb/Lb(有侧移框架),刚接;当K0≤0.5EIb/Lb,铰接;当0.5EIb/Lb<K0<8EIb/Lb(无侧移框架),0.5EIb/Lb<K0<25EIb/Lb(有侧移框架),半刚性连接。式中:K0为节点初始刚度;EIb、Lb分别为梁抗弯刚度和跨度。(2)按强度分类当Mu≥Mbp,全强度;当Mu≤0.25Mbp,铰接;当0.25Mbp<Mu<Mbp,部分强度。式中:Mu为节点抗弯承载力;Mbp为梁塑性弯矩。根据EC3提供的节点分类方法,按无侧移框架和有侧移框架对节点进行了分类,见图13。从图13可知,所有试验节点按刚度分类,为半刚性连接节点;按强度分类,平齐端板连接节点均为部分强度节点,外伸端板连接节点除了试件DES1为部分强度节点外,其余均为全强度节点。同时,单边螺栓端板连接节点的极限转角均超过50mrad,可满足美国规范FEMA-350不小于30mrad的延性设计要求。4.2层钢结构弹塑性极限位移角延性是指结构或构件在破坏之前,当其承载力无显著降低的条件下承受弹塑性变形的能力。节点屈服位移Δy、破坏位移Δu、位移延性系数μ和转角延性系数μθ,见表5。现行《建筑抗震设计规范》(GB50011—2010)规定:对于多高层钢结构弹性层间位移角限值[θe]=1/250≈0.004rad=4mrad,弹塑性层间位移角限值[θp]=1/50≈0.02rad=20mrad。从表5可知,对于平齐端板连接节点,试件的位移延性系数μ=5.08~6.05,弹性极限位移角θy≈2.70[θe]~4.52[θe],其弹塑性极限位移角θu≈3.18[θp]~5.17[θp];对于外伸端板连接节点,试件的位移延性系数μ=3.25~7.65,弹性极限位移角θy≈2.98[θe]~4.59[θe],其弹塑性极限位移角θu≈2.86[θp]~4.77[θp]。通过与钢结构的弹性位移角限值和弹塑性位移角限值比较,可以了解本试验节点试件的抗震性能,分析结果表明此类组合节点均