足尺隔板贯通式梁柱节点拟静力试验

足尺隔板贯通式梁柱节点拟静力试验

柱贯通式节点的发展在框架结构系统中，梁柱节点的连接方式主要是刚式或半开放式。一般设计原则是“强节点虚弱杆件，弱柱弱梁”。80年代工程界中认为这种柱贯通式节点的设计没有太大的问题。但1994年北岭和1995年阪神地震中,梁柱连接发生的大量的破坏现象,使人们发现传统连接形式的钢框架结构的表现不尽如人意。进而,各国科研人员投入了大量的人力和物力重新研究和评价各种节点的抗震性能,发展更有效且经济实用的节点形式。在各种新型节点中,用于方矩管混凝土柱的隔板贯通式节点正在越来越得到科研人员和工程界的重视并得到广泛的应用。1连接式扩张器的静力试验方案为了研究隔板贯通式节点的抗震性能,作者进行了该种节点的拟静力试验。1.1试件结构的确定本次试验选取中节点,节点两侧柱的长度取1/2柱高,梁的长度根据试验条件和试件制作条件选择尽量接近1/2梁跨,即按照框架承受水平荷载时产生弯矩的反弯点的位置来决定,采用十字型试件。制作试件3个,遵循“强柱弱梁,强节点弱杆件”的原则确定构件的截面尺寸,保证在拟静力试验中破坏出现在梁上而不是梁柱连接焊缝处。试件的截面特性见表1。方钢管柱采用冷弯方管,截面尺寸为250mm×8mm;H型钢梁选用H250×125×6×9,隔板选用12mm厚钢板;连接螺栓采用10.9级M16摩擦型高强螺栓;试件TD2和TD3的方钢管柱内填充C40的混凝土,试件节点详图见图1。隔板与钢梁翼缘连接处的起弧角经ANSYS优化设计后取为25mm,对所有构件均取样进行了材性试验,钢材和混凝土的材料特性试验结果见表1。1.2梁两侧反弯点为了使加载装置简单,采用梁端施加反对称荷载的方案,这时节点边界条件是上下柱反弯点均为不动铰,梁两侧反弯点为自由端。低周反复荷载由分别固定在节点两侧梁端的拉压双向千斤顶施加,而钢管混凝土柱的顶部集中荷载,通过液压千斤顶与反力梁的反作用力提供。1.3加载系统的确定1.3.1实际轴压比设置参照国内相关节点的低周反复荷载试验,不同轴压比对同类节点的影响在于:高轴压比情况下,节点模型的钢管混凝土柱的屈服提前;其次,轴压比增大一倍,梁端的最大水平作用力也相应提高。由于本次试验的试件有限,对比的因素是柱内是否填充混凝土,因此本次试验的轴压比控制在0.2~0.3之间。试件的截面特性为:方钢管250×250×8,钢材Q235A,f=205N/mm2As=2502-2342=7744mmC40混凝土:fc=19.1N/mm2Ae=234mm2=54756mm2方钢管柱的截面抗压承载力设计值:N=fAs=205×7744=1587.52kN控制方钢管柱的轴压比在0.2~0.3之间,则柱顶施加的集中力:N0=(0.2~0.3)×N=(0.2~0.3)×1587.52=317.5~476.26kN为了便于控制加载数值试验时在柱顶施加400kN恒定轴向力,则实际轴压比为:400/1587.52=0.252方钢管混凝土柱截面抗压承载力设计值:Nu=Asf+Acfc=7744×205+2342×19.1=1587.52+1045.84=2633.36kN控制方钢管混凝土柱的轴压比在0.2~0.3之间,则柱顶施加的集中力:N0=(0.2~0.3)×Nu=(0.2~0.3)×2633.36=526.67~790kN为了便于控制加载数值试验时在柱顶施加600kN恒定轴向力,则实际轴压比为:600/2633.36=0.2281.3.2h型钢梁的施加因为在试件设计时,遵循了“强柱弱梁,强节点弱构件”的原则,使试件塑性铰出现在梁上而不是柱上,这样,在试验前就可以根据所选择的H型钢梁的截面特性,估算试件屈服及破坏时的梁端施加的集中力,以便在试验中合理地控制加载级别。H型钢梁:Q345Bfy=345N/mm2,Wx=326cm2H型钢梁屈服抗弯承载力:则试件屈服时施加在梁端集中力:其中:L—集中荷载作用点至钢管柱表面的距离。1.3.3节点屈服试验水平荷载的加载制度采用荷载-变形混合控制的加载方法制定。本次试验的加载制度如图2所示。试验前计算的结构的屈服荷载为99.97kN,在加载的第1阶段,即荷载控制阶段,控制荷载分别取20kN,40kN……,试件接近屈服时,荷载增加幅度减半,每一级荷载循环一次,直至结构屈服。节点屈服的确定可以采用以下2种方法:(1)某处钢材达到屈服;(2)P-Δ曲线上出现较为明显的拐点;试验中2种方法综合考虑。在第2阶段,即结构屈服后进入位移控制加载阶段,按屈服位移的倍数作为卸载控制点,每一位移量级循环3次,直至结构破坏(荷载下降到极限荷载的80%~85%,且不低于屈服荷载)。1.4球铰正常运动试验装置如图3所示。试验在天津大学结构试验室静力台座上进行,试件下端放在只能转动而不能左右移动的球铰支座上,支座中心与柱截面几何形心对准;垂直的轴向压力由油压千斤顶D提供;左右两段分别由上下各放置一个油压千斤顶C来施加低周反复荷载。2试验破坏过程和试验现象2.1节点核心区处遇调整型在低周反复荷载作用下,TD1节点在加载至80kN,约为极限荷载112kN的70%时试件达到屈服,荷载-位移曲线的曲率发生显著变化,不再呈线性,此时试件尚未产生肉眼可见的明显裂缝。此后,改用位移控制加载(屈服位移为1598mm)。当加载至4倍屈服位移的第1循环时,节点核心区出现较为明显的剪切变形。加载至4倍屈服位移第3循环时,节点核心两侧柱壁内陷,此时梁根部产生较大的变形,梁翼缘与隔板已经明显不平行。当加载至5倍屈服位移第1循环时,节点核心区的内陷与剪切变形更加明显,表面氧化膜开始剥落。紧接着构件发出两声巨响,继续加载,此时构件已丧失承载能力,节点核心区产生严重的凹陷变形(见图4)。整个试验过程,TD1的破坏过程可分为3个阶段:弹性阶段、变形发展阶段和破坏阶段。(1)弹性步骤在荷载作用初期节点核心区隔板的应变很小,剪切变形也很小,处于弹性工作阶段。(2)极限拉应变值的计算随着荷载的增加(超过80kN),节点核心区由剪应力产生的主拉应力达到钢材的极限拉应变值,开始产生剪切变形,进入变形发展阶段。随着荷载的不断增加,节点核心区的变形,即钢管壁的内陷和剪切变形越来越大。(3)破坏阶段随着循环荷载的继续施加,梁端荷载已经无法再提高,而梁端位移继续增大。2.2试验结果:已经进入加载阶段20.在低周反复荷载作用下,TD2节点在加载至106kN,约为屈服荷载180kN的60%时,试件达到屈服,荷载-位移曲线的曲率发生显著变化,不再呈线性,但此时试件尚未产生肉眼可见的明显裂缝。此后,改用位移控制加载(屈服位移为1600mm)。当加载至2倍屈服位移的第1循环时,试件左侧梁的上翼缘与隔板连接处焊缝出现细微裂缝,并伴随有响声。加载至2倍屈服位移的第2循环时,右侧梁的下翼缘与隔板的连接焊缝出现细微裂缝,有响声。紧接着,右侧梁的下翼缘凸起,左侧梁的上翼缘与隔板的连接焊缝中的裂缝越来越明显(见图5)。继续加载,上述各处焊缝的裂缝继续发展,直至加载到5倍屈服荷载的第1循环时,承载力显著下降,试验结束。与TD1试件相似,整个试验过程TD2的破坏过程可分为3个阶段:弹性阶段、变形发展阶段和破坏阶段。2.3下翼缘与壁面处的裂缝在低周反复荷载作用下,TD3节点在加载至105kN,约为屈服荷载185kN的60%时,试件已经屈服,荷载-位移曲线的曲率发生显著变化,不再呈线性,试件尚未产生肉眼可见的明显裂缝。此后,改用位移控制加载(屈服位移为1500mm)。当加载至1倍屈服位移的第1循环时,左侧梁的下翼缘与隔板连接处焊缝出现细微裂缝。加载至2倍屈服位移的第2循环时,右侧梁的下翼缘与隔板的连接焊缝出现细微裂缝,有响声。紧接着,左侧梁的下翼缘凸起,左侧梁的上翼缘与隔板的连接焊缝中的裂缝越来越明显(见图6)。继续加载,各处焊缝中的裂缝均继续发展,直至加载到5倍屈服荷载的第1循环时,承载力显著下降,试验结束。与前两个构件类似,整个试验过程,TD3的破坏过程可分为3个阶段:弹性阶段、变形发展阶段和破坏阶段。33采用beam方法比较和分析节点过程中的延迟曲线和骨架曲线3.1充填混凝土构件的滞回曲线本次试验3个试件的滞回曲线如图7所示。对于TD1节点,从它的滞回曲线上可以观察到,加载初期刚度变化较小,滞回曲线直线上升,卸载时残余变形也很小。随着荷载的不断增大,滞回曲线为饱满的纺锤形,但是,屈服承载力较低,变形较大,强屈比较小。TD2和TD3是填充了混凝土的构件。它们的滞回曲线与TD1节点的滞回曲线相比,曲线仍呈纺锤形,但比TD1的滞回曲线更为饱满,表明它们具有更好的抗震性能,即更强的耗能能力。它们的屈服荷载与极限荷载都有显著的提高,强屈比也有不同程度的提高。这些都说明,填充了混凝土的节点试件与未浇筑混凝土的节点试件相比,延性和抗震耗能能力都有显著的提高。3.23节点的骨架曲线从滞回曲线可得到本试验的3个节点试件的骨架曲线,见图8。从图中可以看出,节点在低周反复循环荷载作用下,其骨架曲线都经历了弹性、屈服、极限和破坏4个受力阶段。与未填混凝土的节点相比,浇筑混凝土的节点的骨架曲线有着较长、较为平缓的下降段,在大位移阶段具有良好的延性。43d节点的延性本次试验,各节点的位移延性系数μ见表2。从表2可以看出,浇筑了混凝土的TD2和TD3节点的延性是比较好的,试件的变形能力比较大。其原因在于,由于混凝土的存在,限制了节点核心区柱壁的凹陷变形,使得节点具有较好的变形能力,避免结构发生脆性破坏,维持框架结构的塑性工作状态。从这一点上看,浇筑混凝土能够在一定程度上提高节点的延性。5等效粘滞阻尼系数根据试验得到的P-Δ滞回曲线,整理出3个试件曲线的包络线(见图9),包络线越饱满,试件的耗能能力越好。通常用能量耗散系数E和等效粘滞阻尼系数β来衡量各试件抗震性能的好坏。通过图10可以看出,刚开始的屈服阶段,E值和β值比较小,说明塑性铰吸收能量较少,试件的不可恢复变形小,随着循环的增加,E值和β值呈现不断提高的趋势,说明此时试件塑性铰吸收了较大的能量,最后达到较高值,等效粘滞阻尼系数β超过了0.4。TD2和TD3节点E值和β值多数都比TD1节点要高,说明浇筑了混凝土以后节点的抗震性能得到了改善。6节点刚度退化系数试件刚度退化系数是衡量构件抗震性能的重要指标。试件屈服前,刚度基本无退化;试件屈服后,其刚度明显退化。此后,随着加荷循环系数的增加,试件刚度退化越来越严重,刚度退化程度越大,表明其抗震性能越差。根据实测的滞回曲线,可求得节点刚度退化系数Kj见表4,节点刚度退化系数Kj曲线见图11。从刚度退化系数曲线可以看出,3个节点的刚度退化曲线都比较平缓,这充分保证了框架结构塑性铰的产生,这与滞回曲线分析结果是一致的。7节点的剪切变形节点核心区剪切角在加载过程中各受力阶段测量分析结果见图12。试验表明,浇筑了混凝土的2个节点的核心区剪切变形小于未浇筑混凝土的节点。对节点来说,节点核心区剪切变形并不是影响节点塑性变形的主要因素,因此隔板贯穿型节点具有明显的“强节点、弱杆件”的工程特点。此外,从图20可以看出,在屈服以后,在相同的荷载增幅下,节点TD2、TD3的剪切角增幅要比节点TD1小,因此改善了结构的抗震性能。各节点塑性角区平均曲率的测量结果见图13。从图中可以看出,在加载值或位移控制相同的情况下,对同一节点而言,hb/2处的平均曲率要比hb处的大;节点TD2和TD3的剪切角且要明显小于节点TD1,这是由于钢管内填充的混凝土限制了钢管壁的变形。8材料的抗侧力通过隔板贯通式节点在低周反复荷载作用下的试验,可得到以下结论:(1)试验结果属于梁根部和隔板连接处附近梁翼缘的破坏,属于“强柱弱梁”型的破环形式。(2)三个隔板贯通式节点的滞回曲线均为饱满的纺锤型,表明这3个构件均具有良好的抗震性能。(3)隔板贯通式节点在梁端低周反复循环荷载作用下具有良好的延性和耗能能力,且TD2和TD3要明显地好于TD1。试件破坏时位移延性系数TD1为4.38,TD2为5.0,TD3为5.2,均可达到4.0以上。等效粘滞系数TD1为0.41,TD2为0.41,TD3为0.52,均可达到0.40以上。所有试件的位移延性、耗能能力和刚度退化均满足抗震设计要求。(4)节点核心区隔板与梁连接的焊缝非常重要,它影响到节点的传力机制、破坏形式、承载能力和抗震性能,因此在设计及加工时应给予特别的注意,一定要保证