带楼板半刚性钢管混凝土组合框架端板连接节点抗震性能试验研究

带楼板半刚性钢管混凝土组合框架端板连接节点抗震性能试验研究

节点试验研究管混凝土柱与钢-混凝土组合梁形成管混凝土组合结构，广泛应用于多高层、高层建筑中。钢管混凝土组合框架具有工厂化制作、装配化施工、承载力高、抗震性能好、综合经济性能好等特点,特别适用于高烈度地区的建筑。近20年来,国内外研究者根据实际需要提出许多钢管混凝土框架节点类型,如外环板式、内隔板式、锚板式、承重销式等,并进行了许多试验和理论研究。然而,这些节点在实际工程中仍有许多尚待解决的难题,且大多数连接属于刚接或铰接节点。虽然现有的钢框架设计和分析假定梁柱连接为完全刚接或理想铰接,但是实际工程中大多数连接一般很难达到这两种理想状态,介于刚接或铰接之间的半刚性连接。France等、王静峰等先后通过钢管混凝土柱与钢梁端板连接节点的静力试验和抗震试验研究,表明此类节点为典型半刚性连接节点。在钢管混凝土组合框架中,钢梁与混凝土楼板之间通过设置足够的抗剪连接件形成整体共同工作,有效地提高了结构的承载力和刚度。混凝土楼板的组合作用对节点性能及组合框架整体性能影响很大。目前国内对考虑楼板组合作用的刚接钢管混凝土组合节点及组合框架进行了一些研究。例如聂建国等、Li等。然而,目前国内外对带楼板半刚性钢管混凝土组合框架节点的试验和理论研究较少见,仅澳大利亚Loh等进行了方钢管混凝土柱与组合梁平齐端板连接节点的静力试验研究,未考虑柱截面类型和端板类型的影响。因此,目前对于半刚性钢管混凝土组合框架端板连接节点的抗震性能研究,尚缺乏试验数据、理论模型和设计方法。本文进行了4个半刚性钢管混凝土组合框架端板连接节点的梁端低周反复加载试验,研究了圆形或方形钢管混凝土组合框架节点的滞回性能、骨架曲线、强度和刚度退化、延性和耗能能力等。研究结果将为此类新型组合节点在实际工程应用提供参考依据。1试验总结1.1锚固结构节点设计试件取组合框架在水平荷载作用下梁、柱反弯点之间的组合体,试件模型比例为1∶1,模拟框架的边柱节点。试件的详细尺寸信息见表1和图1。研究参数为端板类型(包括平齐端板和外伸端板)和柱截面类型(包括方形和圆形)。钢管混凝土柱截面为□200mm×200mm×10mm和○200mm×200mm×10mm两种类型,柱高3400mm;钢梁截面为H300mm×150mm×6mm×10mm,梁长1678mm。所有试件的端板厚度为18mm。每个节点的连接处均设置4排2列螺栓,采用10.9级M20高强螺栓。在螺栓端部焊接长度50mm、直径20mm的HRB335螺纹钢筋,来加强螺栓与柱内核心混凝土之间的锚固性能,见图2。为了满足完全抗剪连接和负弯矩区的抗剪要求,在钢梁上翼缘沿梁长度方向间隔259mm设置2个抗剪栓钉,栓钉直径19mm,高度90mm,间隔85mm。混凝土楼板采用双层双向配筋,混凝土保护层厚度20mm,纵向受力筋为ue78810@120,配筋率为1%;横向分布钢筋为ue7886@200。组合梁详图见图3。1.2拉伸试验结果材性试验主要包括:钢材、混凝土、高强螺栓和钢筋的材性试验。钢材和钢筋的材性试验为单向拉伸试验,拉伸试验在拉力机上进行,试件的变形由引伸计测定。单向拉伸试验结果见表2。钢管内核心混凝土采用按比例配制的高性能自密实混凝土。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。楼板现浇混凝土的平均立方体抗压强度和弹性模量分别为32.23N/mm2和3.21×104N/mm2。试验中梁柱连接采用10.9级M20高强度螺栓。螺栓的屈服强度和抗拉强度分别为940N/mm2和1040N/mm2,伸长率15%,弹性模量为2.1×105N/mm2,泊松比为0.3。1.3钢框架与梁端接口本试验在同济大学土木工程防灾国家重点实验室进行。试验装置示意图见图4,现场照片见图5。大型钢框架装置与固定在反力墙上的500kN日本IST液压伺服加载器连接;试件的柱端和梁端均与钢框架用销相连,模拟铰接条件;钢框架的底梁与混凝土地槽固接。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加载制度,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。加载程序见图6。1.4应变数据采集系统节点柱端的水平荷载-水平位移关系曲线由日本IST液压伺服加载系统自动采集。试件的应变和位移等数据采用日本DH3817EppTo1394应变数据采集系统采集,在试验过程中对节点核心区、端板、钢梁、钢柱和混凝土楼板的变形和应变变化进行了实时监测。本试验主要量测了柱端水平荷载和水平位移、节点区柱子转角和梁端转角、节点侧向位移、节点核心区附近钢管、钢梁、端板和楼板的应力分布。2试验过程2.1方钢管混凝土柱下初始压碎当位移加载到6Δy(即120mm,其中Δy=20mm)时,混凝土翼板上表面出现第一批斜裂缝。当位移加载到8Δy时,混凝土翼板上表面的斜裂缝延伸至混凝土翼板的中央。当位移加载到10Δy时,混凝土翼板下表面与方钢管混凝土柱接触处出现斜裂缝,延伸至板端。当位移加载到12Δy时,混凝土翼板上表面裂缝最大宽度约为2mm,混凝土翼板上表面与柱接触处部分混凝土被压碎,端板与柱壁有明显分离。当位移加载到14Δy时,混凝土翼板有少量混凝土剥落,端板脱离柱壁的最大距离5mm。当位移加载到16Δy时,混凝土翼板下表面混凝土严重压碎。当加载到18Δy时,下排螺栓被向外拔出,并伴随混凝土翼板的混凝土剥落。当加载到20Δy时,混凝土翼板上表面有大量裂缝贯穿,下表面混凝土大量剥落,部分露出钢筋,螺栓处柱壁鼓曲,试件破坏,停止加载。2.2位移加载时混凝土翼板与柱壁分离当位移加载到10Δy(即200mm,其中Δy=20mm)时,混凝土翼板上表面与方钢管混凝土柱接触处出现第一批斜裂缝。当位移加载到12Δy时,端板与柱壁开始脱离,混凝土翼板上表面出现多条纵向裂缝。当位移加载到14Δy时,混凝土翼板上表面与柱壁开始分离,端板发生轻微鼓曲,混凝土翼板下表面混凝土开始剥落,混凝土翼板下表面开始与钢梁上翼缘发生分离。当位移加载到16Δy时,端板发生明显鼓曲,混凝土翼板下表面混凝土严重剥落,与柱接触处上表面混凝土被压碎,混凝土翼板上表面斜裂缝最大宽度为3mm。当位移加载到18Δy时,混凝土翼板上表面混凝土开始少量剥落,端板鼓曲严重。当位移加载到20Δy时,与柱壁接触处混凝土翼板下表面混凝土完全压碎,上表面裂缝多数贯穿。当位移加载到24Δy时,端板脱离柱壁的最大距离为15mm,混凝土翼板下表面与钢梁缝隙达到12mm,露出栓钉,试件破坏严重,停止加载。2.3下表面与混凝土柱壁分离当位移加载到4Δy(即80mm,其中Δy=20mm)时,混凝土翼板上表面出现第一批水平裂缝。当位移加载到8Δy时,混凝土翼板下表面与圆钢管混凝土柱接触处出现斜裂缝。当位移加载到12Δy时,柱壁开始与端板发生分离;混凝土翼板上表面裂缝的最大宽度为3mm。当位移加载到16Δy时,混凝土翼板混凝土外表皮剥落。当位移加载到18Δy时,混凝土翼板上表面裂缝最大宽度达到5mm,与柱壁接触处混凝土大量压碎,甚至剥落。当位移加载到20Δy时,钢梁下翼缘发生屈曲,端板下部变形严重,与柱壁明显分离,试件破坏,停止加载。2.4混凝土翼板表面裂缝当位移加载到6Δy((即120mm,其中Δy=20mm))时,混凝土翼板上表面出现第一批裂缝。当位移加载到8Δy时,第一批裂缝延伸至板边缘。当位移加载到10Δy时,混凝土翼板上表面出现纵向贯通裂缝。当位移加载到12Δy时,混凝土翼板上表面开始与柱壁分离,下表面出现裂缝。当位移加载到14Δy时,混凝土翼板上表面出现多条贯穿裂缝。当加载到16Δy时,混凝土翼板上表面裂缝的最大宽度达到2mm,下表面混凝土开始少量剥落。当加载到18Δy时,钢梁下翼缘发生鼓曲变形,混凝土翼板下表面混凝土大量被压碎、剥落。当位移加载到20Δy时,混凝土翼板与钢梁上翼缘明显分离,混凝土翼板下表面混凝土大量剥落,试件破坏,停止加载。试验过程中端板与柱壁未发生明显分离。3柱抗裂缝发展特点试件的破坏形态(见图7~图10)主要有:(1)钢梁翼缘屈曲;(2)端板变形;(3)螺栓处柱壁鼓曲;(4)楼板混凝土开裂,甚至压碎。对于相同柱截面类型,外伸端板连接节点对楼板裂缝的发展更有利,柱四周裂缝分布更加均匀,向四周延伸但没有出现集中压碎现象,然而平齐端板连接节点的柱四周裂缝发展较为集中,在楼板边缘对称出现两条大斜裂缝。对于相同端板类型,方钢管混凝土柱四周裂缝主要是以柱截面四角向外围延伸,圆钢管混凝土柱四周裂缝以柱为核心均匀向四周扩展。4试验结果与分析4.1节点滞回分析试验中IST液压伺服系统记录了节点柱端水平荷载(P)-水平位移(Δ)关系滞回曲线。各试件的P-Δ滞回曲线如图11所示。由图11可知:(1)每次加载过程中,曲线的斜率随荷载的增大而减小,且减小的程度加快;对比同级同向加载曲线,后次曲线比前次的斜率逐渐减小;数次反复荷载后,加载曲线上出现反弯点,形成捏缩现象,而且捏缩程度逐渐增大。开始卸载时曲线陡峭,恢复变形很小;荷载减小后节点曲线下降很快;曲线的斜率随着反复荷载加卸次数而减小,卸载时连接处留有残余变形,残余变形随着反复加卸载次数不断地累积增大。(2)随着加载位移的增大,节点连接刚度逐渐发生退化。刚度退化主要与楼板混凝土开裂、柱翼缘屈服和螺栓滑移有关。(3)节点滞回曲线的饱满程度与柱截面类型和端板类型有关。圆钢管混凝土柱组合节点滞回面积比方钢管混凝土柱组合节点大;外伸端板连接组合节点的滞回面积比平齐端板连接组合节点大。(4)在反复施加荷载下,上、下第一排螺栓都向外滑移一定得距离,其预紧力变小,端板上、下端均有不同程度的弯曲变形。各种因素影响及钢材包辛格效应的影响,节点滞回曲线呈捏缩状。(5)总体看,节点滞回性能饱满,同级荷载作用下刚度退化不明显,表明采用单边螺栓端板连接的钢管混凝土柱组合节点有良好抗震性能和延性。4.2正弯矩作用下节点极限荷载和弹性刚度根据图11所示的水平荷载-水平位移滞回曲线,可以获得节点的水平荷载-水平位移(P-Δ)关系骨架曲线,见图12。由图12可知:对于平齐端板连接组合节点,圆钢管混凝土柱组合节点的极限荷载和弹性刚度比方钢管混凝土柱组合节点在正弯矩作用下分别提高41.6%和16.0%,在负弯矩作用下分别提高8.3%和10.1%。对于外伸端板连接组合节点,圆钢管混凝土柱组合节点的极限荷载和弹性刚度比方钢管混凝土柱组合节点在正弯矩作用下分别提高9.55%和19.4%,在负弯矩作用下分别提高5.6%和15.0%。对于方钢管混凝土柱组合节点,外伸端板连接组合节点的极限荷载和弹性刚度比平齐端板连接组合节点在正弯矩作用下分别提高39%和45.5%,在负弯矩作用下分别提高14.7%和13.4%。对于圆钢管混凝土柱组合节点,外伸端板连接组合节点的极限荷载和弹性刚度比平齐端板连接组合节点在正弯矩作用下分别提高12.6%和15.8%,在负弯矩作用下分别提高10.1%和0.2%。所有试件荷载下降均不是很快,有一定的屈服平台。4.3破坏位移p-骨架曲线试件的典型P-Δ骨架曲线见图13。定义节点水平荷载(P)-水平位移(Δ)关系曲线的最高点对应的荷载和位移分别定义为极限荷载Pmax和极限位移Δmax。定义试件破坏荷载Pu=0.85Pmax,相应位移为破坏位移Δu。表3给出了各试件P-Δ骨架曲线的特征值。从表3中可以看出:(1)对于相同端板类型试件,圆钢管混凝土柱组合节点与方钢管混凝土柱组合节点规律相似,屈服荷载呈增大趋势,屈服位移呈减小趋势。圆钢管混凝土柱组合节点的屈服荷载和极限荷载比方钢管混凝土柱组合节点在正弯矩作用下分别提高23.2%和34.2%,在负弯矩作用下分别提高17.2%和29.7%;(2)对于相同柱截面类型试件,外伸端板连接组合节点和平齐端板连接组合节点相比,屈服荷载和极限荷载在正弯矩作用下分别提高26.3%和43.8%,在负弯矩作用下分别提高17.1%和28.7%。4.4加载位移的影响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14给出了所有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。图中PD和ND分别表示正向和负向加载。由图14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,即在节点屈服直至混凝土翼板破坏前,同级荷载强度退化不是很明显,只有当混凝土翼板已经明显破坏和加载位移很大时,才出现较明显的同级荷载强度降低。为了反映试件在整个加载过程中荷载的总体退化特征,本文又用总体荷载退化系数λj来表示。图15给出了所有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15可知:(1)在总体荷载强度退化峰值点过后,方钢管混凝土柱组合节点的总体荷载退化系数λj随加载位移Δ/Δy的增加正向略微减小、负向改变较为平缓;圆钢管混凝土柱组合节点的总体荷载退化系数λj随加载位移Δ/Δy的增加变化平缓;(2)平齐端板连接组合节点总体荷载退化系数λj比外伸端板连接组合节点下降明显。4.5具有比组合装置改进特性的具有很强的选择能力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。图16比较了所有试件的环线刚度Kj。由图16可知:柱截面类型和端板类型对环线刚度曲线的变化趋势影响较大;对于相同端板类型的节点,圆钢管混凝土柱组合节点的环线刚度相对于方钢管混凝土组合柱节点较大;对于相同柱截面的节点,外伸端板连接组合节点的环线刚度要比平齐端板连接组合节点大;所有组合节点的环线刚度退化总体上均较为平缓,表现出良好的刚度。4.6状态间的能耗本文采用等效黏滞阻尼系数ξe来评价试件的耗散能力。以图17为例,滞回环的等效黏滞阻尼系数ξe表达式如下:计算得出节点在极限状态时的总耗能Wtotal、滞回曲线的等效黏滞阻尼系数ζe和能量耗散系数E,见表4。表4表明:(1)在极限状态和破坏状态,圆钢管混凝土柱组合节点的总耗能Wtotal、等效黏滞阻尼系数ζe和能量耗散系数E大于方钢管混凝土柱组合节点;(2)在极限状态和破坏状态,外伸端板连接组合节点的总耗能Wtotal、等效黏滞阻尼系数ζe和能量耗散系数E大于平齐端板连接组合节点。5刚性和伸长率5.1节点节点分类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Eurcode3对节点分类方法的规定。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)半刚性连接当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EIb、Lb分别为组合梁抗弯刚度和跨度。(2)组合节点类型当Mu≥Mbp,全强度;当Mu≤0.25Mbp,铰接;当0.25Mbp<Mu<Mbp部分强度。式中Mbp为组合梁塑性弯矩。根据此节点分类方法,按无侧移框架和有侧移框架对组合节点进行了分类,见图18。从图18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,为部分强度节点。5.2节点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。位移延性系数μ和转角延性系数μθ。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=4mrad,弹塑性层间位移角限值[θp]=1/50≈20mrad。从表5中可知,本次试验节点试件的位移延性系数μ=2.20~3.16,弹性极限位移角θ