钢-混凝土组合梁连接内隔板式节点抗震性能试验研究

钢-混凝土组合梁连接内隔板式节点抗震性能试验研究

1内面板式节点由于钢筋混凝土结构具有强度高、重量轻、延伸性好、耐劳抗疲劳、耐冲击等优点，引起了人们的关注。在实际设计中的应用也有所增加。内隔板式节点是一种典型的方钢管混凝土柱与钢梁连接的节点形式。这种节点通过在钢管内设置内隔板来传递梁端弯矩,通过焊接在钢管壁上的腹板焊缝来传递梁端剪力,而节点区的剪力则依靠钢管壁、节点区核心混凝土及内隔板共同传递。由于内隔板式节点传力路径明确,构造简单,方便建筑效果处理,目前已经被我国《矩形钢管混凝土结构技术规程》(CECS159:2004)列为推荐形式,并被瑞丰国际商务大厦、武汉国际证券大厦等多项工程所采用。目前,国内外研究人员对内隔板式节点的抗震性能已经进行过一定的试验研究和理论分析,例如Sasaki(1995),Shim(1995),余勇(1998),周天华(2004)等,但上述研究人员进行的都是方钢管混凝土柱与钢梁连接的内隔板式节点的抗震性能研究。而在实际建筑结构中,楼板与钢梁一般通过组合作用共同工作,此时连续的混凝土楼板对节点受力性能是否会产生影响还有待研究。此外,目前的研究对象基本为对称的内隔板式节点,而在实际工程中可能会由于结构跨度的不同而使节点两侧的梁高不同,对于这种非对称的内隔板式节点,在节点区中一般采用三块内隔板传递梁端弯矩及剪力,而不是传统研究中采用的两块内隔板,因此节点形式更加复杂,内隔板对于混凝土浇注质量的影响也更加明显,所以对于这种非对称形式的内隔板式节点也有待于进一步研究。因此,为了研究混凝土楼板的组合作用和三块内隔板对这种节点受力性能的影响,并为该类节点的设计提供参考依据,本文进行了3个内隔板式节点的拟静力试验研究,并在此基础上进行了深入的分析,得到了相应的结论。2试验总结2.1组合梁结构形式的选择节点试件CFRTJ-1和CFRTJ-2为模拟实际工程中内隔板式节点的缩尺试件,缩尺比例为1/4。由于实际工程中节点两侧梁高不同,因此CFRTJ-1和CFRTJ-2均采用三块内隔板。节点CFRTJ-3为对比试件,两侧梁高相同,采用两块内隔板。由于实际结构中梁的跨度较大,因此采用钢-混凝土组合梁结构形式。在进行试件设计时,为了研究混凝土楼板组合作用对节点受力性能的影响,将有效翼缘宽度范围内的混凝土楼板作为试件的一部分进行加工制作。试件的钢材均采用Q345B,管内混凝土设计标号C40,混凝土楼板设计标号C35,板内钢筋为HPB235级。钢管由四块钢板拼焊而成,采用全熔透坡口焊缝形式。内隔板在钢管加工完毕后通过全熔透坡口焊缝焊接在钢管内。钢梁上下翼缘与柱壁的对接焊缝施焊时均设有垫板,垫板与柱壁点焊固定,施焊后未去掉垫板。钢构件加工完毕后,在钢梁与柱壁交界处焊接角钢,以便楼板钢筋与钢管进行焊接连接,管内混凝土及楼板混凝土均在实验室手工浇捣养护。各试件的编号及截面尺寸如图1～3所示,内隔板照片如图4所示。主要材性指标见表1和表2。2.2试件内容和应变片布置试验采用自平衡刚架进行加载,装置如图5、6所示。试验采用IMP数据采集系统进行数据自动采集控制。试件的应变片布置如图7所示,以测量节点区试件的应变分布情况;位移计布置如图8所示,以测量梁端位移、柱端位移、梁柱相对转角和节点域的剪切变形。2.3梁端荷载反复荷载试验试验采用控制力-位移加载制度,加载程序如下:(1)在柱端施加竖向荷载,加载至轴力设计值;(2)通过串联液压方式分别在左右梁端同步施加反复荷载直至达到设计要求;(3)增大柱端竖向荷载至轴力值1800kN左右(对应柱的实际轴压比0.3),并在整个试验过程中保持恒定;(4)分别在左右梁端施加反复荷载直至试件破坏。在力控制加载阶段,每级荷载反复一次,其中CFRTJ-1和CFRTJ-2的级差为20kN,CFRTJ-3的级差为45kN。当梁端荷载-位移(P-Δ)曲线上出现拐点表示开始屈服后,以屈服荷载Pe对应的梁自由端位移Δe为转折点,开始位移控制加载阶段,位移增量取屈服荷载时对应梁自由端位移值的一半,即控制位移为1.5Δe、2.0Δe、2.5Δe……,在每级控制位移下反复两次。试验结束后,再对梁端荷载-位移滞回曲线进行分析,确定节点试件的屈服点。3试验过程和破坏特征3.1节点区方钢管柱的整体沉降荷载首先施加柱端轴向荷载至设计值710.3kN(相当于轴压比n=0.11),此时柱端沉降0.355mm。然后开始施加梁端往复荷载,在加载初期,由于负弯矩作用,混凝土板开裂,此后裂缝宽度逐渐增加,开裂范围不断扩大。待梁端往复荷载施加至100kN满足设计要求后,增加轴向荷载至1882.4kN(n=0.3),此时柱端沉降0.824mm,继续施加梁端往复荷载。在梁端荷载增加至140kN左右时,ZL1和ZL2的混凝土板与方钢管全部剥离,同时,节点区方钢管腹板出现斜向30°屈曲拉痕。P=180kN左右时,进入位移控制加载阶段。在以2Δe循环第二圈反向加载时,ZL2钢梁下翼缘拉裂(见图9b),正向加载时,ZL2钢梁上翼缘位置方钢管柱翼缘出平面撕裂,荷载大幅度下降,ZL2破坏。此后仅对ZL1施加梁端往复荷载,在以3Δe循环第二圈反向加载时,ZL1钢梁上翼缘梁柱结合处焊缝撕裂,正向加载时,ZL1钢梁下翼缘位置方钢管柱翼缘出平面撕裂(见图9a),ZL1破坏,试验结束。3.2梁端反复荷载首先施加柱端轴向荷载至设计值494.6kN(n=0.08),此时柱端沉降0.228mm。然后开始施加梁端往复荷载,在梁端荷载增加至60kN左右时,ZL3的混凝土板与方钢管发生部分剥离。此时梁端荷载已满足设计要求,增加轴向荷载至1877.7kN(n=0.3),此时柱端沉降0.884mm,继续施加梁端往复荷载。在梁端反向荷载增加至115kN时,ZL4钢梁下翼缘拉裂,正向加载时,ZL4钢梁下翼缘裂口闭合。在此后一个循环加载过程中,反向加载时,ZL4钢梁下翼缘裂口张开并不断扩大,直至最终拉断,正向加载时,ZL4钢梁下翼缘裂口逐渐闭合,受压发生局部屈曲(见图9d),ZL4破坏。此后仅对ZL3施加梁端往复荷载,在P=180kN左右时,进入位移控制加载阶段,在以2Δe循环第一圈正向加载时,ZL3钢梁下翼缘位置方钢管柱翼缘出平面撕裂,同时方钢管柱翼缘腹板拼接焊缝也发生撕裂(见图9c)。第二圈反向加载时,ZL3钢梁上翼缘梁柱结合处焊缝撕裂,同时方钢管柱翼缘腹板拼接焊缝也发生撕裂,ZL3破坏,试验结束。3.3加载阶段t首先施加柱端轴向荷载至494.6kN(n=0.08),此时柱端沉降0.317mm。然后开始施加梁端往复荷载,在梁端荷载增加至90kN左右时,北ZL5和南ZL5的混凝土板相继与方钢管发生部分剥离。此后增加轴向荷载至1815.7kN(n=0.3),柱端沉降0.892mm,继续施加梁端往复荷载。在P=180kN左右时,进入位移控制加载阶段,此时节点区方钢管腹板有斜向30°屈曲拉痕出现。在以Δe循环第二圈反向加载时,北ZL5混凝土板与方钢管全部拉开,最大裂缝宽度达3mm,正向加载时,南ZL5钢梁上翼缘梁柱结合处焊缝撕裂(见图9f)。此后一循环加载过程中,北ZL5钢梁上翼缘梁柱结合处焊缝撕裂,方钢管柱翼缘腹板拼接焊缝也发生撕裂,同时南ZL5钢梁下翼缘位置方钢管柱翼缘发生出平面撕裂,南ZL5破坏。此后仅对北ZL5施加梁端正向荷载,最终北ZL5钢梁下翼缘梁柱结合处焊缝撕裂(见图9e),北ZL5破坏,试验结束。4试验结果与分析4.1节点抗拉力系统故障能力节点试件的梁端荷载-位移滞回曲线如图10所示。由图可知:(1)节点试件的滞回曲线呈明显的梭形,且比较丰满,表现出良好的耗能能力。(2)试件破坏前,同一位移量级循环加载中,后一次循环荷载值与第一次循环荷载值相比基本上没有降低,说明节点试件在反复荷载作用下强度退化程度比较小。(3)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。4.2复荷载下的受力特性试件的骨架曲线如图11所示。由图可见:(1)骨架曲线均呈倒S形,说明节点试件在低周反复荷载下都经历了弹性、塑性和极限破坏三个受力阶段,且这三个阶段的刚度退化明显。(2)在试件达到最大荷载以后,除ZL4外,其余骨架曲线下降均比较迅速,这是因为试件的极限破坏都是由于节点附近梁翼缘的受拉开裂及柱翼缘腹板的焊缝开裂引起的,因此试件丧失承载力较快。4.3节点cfrtj-3抗剪承载力试验结果与理论计算结果对比为便于分析比较,本文借用钢筋混凝土框架结构常用的图解法,由各试件P-Δ曲线的骨架曲线来确定试件的屈服荷载Py和屈服位移Δy,原理如图12所示。试件的破坏荷载定义为Pu=0.85Pmax,相应点的位移定义为有效极限位移Δu。Pmax为试验中试件所达到的梁端荷载的最大值,对应于Pmax时的梁端位移为Δmax。各节点试件按上述方法确定的Py、Δy、Pu、Δu、Pmax、Δmax如表3所示。根据实测钢材的抗拉屈服强度、极限强度及实测的混凝土强度可以计算得到试件的理论计算强度。理论计算结果与试验结果的对比如表4所示,节点CFRTJ-3的抗剪承载力试验结果与理论计算结果的对比如表5所示,由表可知:(1)对于节点试件CFRTJ-1和CFRTJ-2,若按照组合梁进行计算,除ZL3的极限强度外,试件负弯矩方向的试验实测强度/理论计算强度均大于1,正弯矩方向的试验极限强度则小于理论计算强度。若按照钢梁进行计算,试件正负弯矩方向的试验实测强度/理论计算强度基本上大于1,仅ZL3正负极限试验实测强度小于理论计算强度。由此说明,试件CFRTJ-1和CFRTJ-2基本满足节点强度要求,破坏模式为梁端塑性铰破坏及部分焊接部位破坏。(2)对于节点试件CFRTJ-3,无论是按照组合梁计算还是按照钢梁计算,试件正负弯矩方向的试验实测强度/理论计算强度均小于1,而节点的屈服抗剪承载力与理论计算结果基本吻合,极限抗剪承载力则由于最终阶段节点出现部分焊接部位破坏而有所降低,因此试件CFRTJ-3的破坏模式为节点剪切破坏及部分焊接部位破坏。4.4残余变形率节点试件的梁端变形恢复性能指标见表6,由表可知:(1)节点试件的梁端残余变形率在0.621～0.684之间,表现出一定程度的变形恢复能力;(2)由于节点试件破坏主要为钢梁翼缘拉断及焊接部位破坏,因此混凝土板对梁端残余变形率影响较小,节点试件的正向和反向梁端残余变形率相差不大。4.5试验件的延性在结构抗震性能中,延性是一个重要指标。节点试件的位移延性系数和转角延性系数如表7所示。从表中可以看出:(1)对于梁端塑性铰破坏模式ZL2和ZL4,位移延性系数大于2,延性较好,但是仍未达到位移延性系数大于4的要求;(2)对于ZL1、ZL3、南ZL5和北ZL5,由于钢梁翼缘焊缝拉裂、方钢管柱翼缘腹板拼接焊缝撕裂等破坏形态由焊缝破坏引起,因此位移延性系数均小于2,延性较差。本次试验试件的延性较差,主要由以下两个原因造成:(1)破坏模式主要为焊缝的低周疲劳破坏,脆性比较明显;(2)使用的8mm钢板材料的强屈比小于1.2,伸长率小于20%,其钢材质量标准不符合《低合金高强度结构钢》(GB/T1591)的规定,因此无法保证节点充分发挥其延性。在实际工程中应确保焊接质量并使用符合质量标准的钢材,以保证节点能充分发挥其延性。4.6钢筋混凝土的刚度退化曲线试件的刚度退化结果如图13所示,由图可知:(1)试件在整个加载过程中刚度退化比较明显;(2)在整个加载过程中,刚度退化现象持续均匀,与钢筋混凝土的刚度退化主要发生在开裂至屈服这一阶段有所不同;(3)试件的初始正向刚度大于其初始反向刚度,说明加载初期混凝土楼板与钢梁的组合作用确实存在,但是在试验后期,随着混凝土楼板的不断开裂,其正向刚度与反向刚度基本接近。4.7半周数对节点抗压强度的影响基于P-Δ滞回曲线,可定量分析试件的能量耗散能力。节点试件的耗能能力情况如图14所示,节点的耗能指标如表4所示,由图表分析可知:(1)随着半周数的增加,试件的耗能能力不断提高,进入弹塑性阶段后,由于累积损伤,荷载增长非常缓慢甚至出现下降,但试件的耗能能力仍有明显增加。(2)各试件的等效粘滞阻尼系数he=0.228～0.384,而钢筋混凝土节点的he一般为0.1左右,型钢混凝土节点的he一般为0.3左右。可见,本次试验的方钢管混凝土柱内隔板式节点的耗能能力约为钢筋混凝土节点的三倍多,与型钢混凝土节点的耗能能力接近。4.8节点区变形所引起的层间转角变形试件在受力后,各组成部分都会产生相应的变形。由文献可知,层间转角变形值Rt=Rbttb+Rcttc+Rjttj。其中,Rbttb表示梁变形所引起的层间转角变形,Rcttc表示柱变形所引起的层间转角变形,Rjttj表示节点区变形所引起的层间转角变形。根据文献提出的各部分变形的计算方法,本文得到试件各部分的变形如图15所示,图中纵坐标为各部分变形占总层间变形的比例,横坐标为层间转角。从图中可以看出:(1)梁的变形所占的比例最大,约为50%～80%;(2)对于试件CFRTJ-1和CFRTJ-2,节点区变形仅占总层间变形的10%左右,节点域的抗剪刚度很大;(3)对于试件CFRTJ-3,节点域变形及柱端变形均比前两个试件要大,且所占比例随层间变形的增大而不断增大,说明CFRTJ-3的节点抗剪刚度比前两个试件要小。5节点及节点性能通过对方钢管混凝土柱内隔板式节点的低周反复荷载试验研究和分析,可得出以下结论:(1)节点试件的滞回曲线呈明显的梭形,且较丰满,耗能能力强。(