鋼-混凝土組合梁連接內(nèi)隔板式節(jié)點(diǎn)抗震性能試驗(yàn)研究

鋼-混凝土組合梁連接內(nèi)隔板式節(jié)點(diǎn)抗震性能試驗(yàn)研究

1內(nèi)面板式節(jié)點(diǎn)由于鋼筋混凝土結(jié)構(gòu)具有強(qiáng)度高、重量輕、延伸性好、耐勞抗疲勞、耐沖擊等優(yōu)點(diǎn)，引起了人們的關(guān)注。在實(shí)際設(shè)計(jì)中的應(yīng)用也有所增加。內(nèi)隔板式節(jié)點(diǎn)是一種典型的方鋼管混凝土柱與鋼梁連接的節(jié)點(diǎn)形式。這種節(jié)點(diǎn)通過(guò)在鋼管內(nèi)設(shè)置內(nèi)隔板來(lái)傳遞梁端彎矩,通過(guò)焊接在鋼管壁上的腹板焊縫來(lái)傳遞梁端剪力,而節(jié)點(diǎn)區(qū)的剪力則依靠鋼管壁、節(jié)點(diǎn)區(qū)核心混凝土及內(nèi)隔板共同傳遞。由于內(nèi)隔板式節(jié)點(diǎn)傳力路徑明確,構(gòu)造簡(jiǎn)單,方便建筑效果處理,目前已經(jīng)被我國(guó)《矩形鋼管混凝土結(jié)構(gòu)技術(shù)規(guī)程》(CECS159:2004)列為推薦形式,并被瑞豐國(guó)際商務(wù)大廈、武漢國(guó)際證券大廈等多項(xiàng)工程所采用。目前,國(guó)內(nèi)外研究人員對(duì)內(nèi)隔板式節(jié)點(diǎn)的抗震性能已經(jīng)進(jìn)行過(guò)一定的試驗(yàn)研究和理論分析,例如Sasaki(1995),Shim(1995),余勇(1998),周天華(2004)等,但上述研究人員進(jìn)行的都是方鋼管混凝土柱與鋼梁連接的內(nèi)隔板式節(jié)點(diǎn)的抗震性能研究。而在實(shí)際建筑結(jié)構(gòu)中,樓板與鋼梁一般通過(guò)組合作用共同工作,此時(shí)連續(xù)的混凝土樓板對(duì)節(jié)點(diǎn)受力性能是否會(huì)產(chǎn)生影響還有待研究。此外,目前的研究對(duì)象基本為對(duì)稱的內(nèi)隔板式節(jié)點(diǎn),而在實(shí)際工程中可能會(huì)由于結(jié)構(gòu)跨度的不同而使節(jié)點(diǎn)兩側(cè)的梁高不同,對(duì)于這種非對(duì)稱的內(nèi)隔板式節(jié)點(diǎn),在節(jié)點(diǎn)區(qū)中一般采用三塊內(nèi)隔板傳遞梁端彎矩及剪力,而不是傳統(tǒng)研究中采用的兩塊內(nèi)隔板,因此節(jié)點(diǎn)形式更加復(fù)雜,內(nèi)隔板對(duì)于混凝土澆注質(zhì)量的影響也更加明顯,所以對(duì)于這種非對(duì)稱形式的內(nèi)隔板式節(jié)點(diǎn)也有待于進(jìn)一步研究。因此,為了研究混凝土樓板的組合作用和三塊內(nèi)隔板對(duì)這種節(jié)點(diǎn)受力性能的影響,并為該類節(jié)點(diǎn)的設(shè)計(jì)提供參考依據(jù),本文進(jìn)行了3個(gè)內(nèi)隔板式節(jié)點(diǎn)的擬靜力試驗(yàn)研究,并在此基礎(chǔ)上進(jìn)行了深入的分析,得到了相應(yīng)的結(jié)論。2試驗(yàn)總結(jié)2.1組合梁結(jié)構(gòu)形式的選擇節(jié)點(diǎn)試件CFRTJ-1和CFRTJ-2為模擬實(shí)際工程中內(nèi)隔板式節(jié)點(diǎn)的縮尺試件,縮尺比例為1/4。由于實(shí)際工程中節(jié)點(diǎn)兩側(cè)梁高不同,因此CFRTJ-1和CFRTJ-2均采用三塊內(nèi)隔板。節(jié)點(diǎn)CFRTJ-3為對(duì)比試件,兩側(cè)梁高相同,采用兩塊內(nèi)隔板。由于實(shí)際結(jié)構(gòu)中梁的跨度較大,因此采用鋼-混凝土組合梁結(jié)構(gòu)形式。在進(jìn)行試件設(shè)計(jì)時(shí),為了研究混凝土樓板組合作用對(duì)節(jié)點(diǎn)受力性能的影響,將有效翼緣寬度范圍內(nèi)的混凝土樓板作為試件的一部分進(jìn)行加工制作。試件的鋼材均采用Q345B,管內(nèi)混凝土設(shè)計(jì)標(biāo)號(hào)C40,混凝土樓板設(shè)計(jì)標(biāo)號(hào)C35,板內(nèi)鋼筋為HPB235級(jí)。鋼管由四塊鋼板拼焊而成,采用全熔透坡口焊縫形式。內(nèi)隔板在鋼管加工完畢后通過(guò)全熔透坡口焊縫焊接在鋼管內(nèi)。鋼梁上下翼緣與柱壁的對(duì)接焊縫施焊時(shí)均設(shè)有墊板,墊板與柱壁點(diǎn)焊固定,施焊后未去掉墊板。鋼構(gòu)件加工完畢后,在鋼梁與柱壁交界處焊接角鋼,以便樓板鋼筋與鋼管進(jìn)行焊接連接,管內(nèi)混凝土及樓板混凝土均在實(shí)驗(yàn)室手工澆搗養(yǎng)護(hù)。各試件的編號(hào)及截面尺寸如圖1～3所示,內(nèi)隔板照片如圖4所示。主要材性指標(biāo)見(jiàn)表1和表2。2.2試件內(nèi)容和應(yīng)變片布置試驗(yàn)采用自平衡剛架進(jìn)行加載,裝置如圖5、6所示。試驗(yàn)采用IMP數(shù)據(jù)采集系統(tǒng)進(jìn)行數(shù)據(jù)自動(dòng)采集控制。試件的應(yīng)變片布置如圖7所示,以測(cè)量節(jié)點(diǎn)區(qū)試件的應(yīng)變分布情況;位移計(jì)布置如圖8所示,以測(cè)量梁端位移、柱端位移、梁柱相對(duì)轉(zhuǎn)角和節(jié)點(diǎn)域的剪切變形。2.3梁端荷載反復(fù)荷載試驗(yàn)試驗(yàn)采用控制力-位移加載制度,加載程序如下:(1)在柱端施加豎向荷載,加載至軸力設(shè)計(jì)值;(2)通過(guò)串聯(lián)液壓方式分別在左右梁端同步施加反復(fù)荷載直至達(dá)到設(shè)計(jì)要求;(3)增大柱端豎向荷載至軸力值1800kN左右(對(duì)應(yīng)柱的實(shí)際軸壓比0.3),并在整個(gè)試驗(yàn)過(guò)程中保持恒定;(4)分別在左右梁端施加反復(fù)荷載直至試件破壞。在力控制加載階段,每級(jí)荷載反復(fù)一次,其中CFRTJ-1和CFRTJ-2的級(jí)差為20kN,CFRTJ-3的級(jí)差為45kN。當(dāng)梁端荷載-位移(P-Δ)曲線上出現(xiàn)拐點(diǎn)表示開(kāi)始屈服后,以屈服荷載Pe對(duì)應(yīng)的梁自由端位移Δe為轉(zhuǎn)折點(diǎn),開(kāi)始位移控制加載階段,位移增量取屈服荷載時(shí)對(duì)應(yīng)梁自由端位移值的一半,即控制位移為1.5Δe、2.0Δe、2.5Δe……,在每級(jí)控制位移下反復(fù)兩次。試驗(yàn)結(jié)束后,再對(duì)梁端荷載-位移滯回曲線進(jìn)行分析,確定節(jié)點(diǎn)試件的屈服點(diǎn)。3試驗(yàn)過(guò)程和破壞特征3.1節(jié)點(diǎn)區(qū)方鋼管柱的整體沉降荷載首先施加柱端軸向荷載至設(shè)計(jì)值710.3kN(相當(dāng)于軸壓比n=0.11),此時(shí)柱端沉降0.355mm。然后開(kāi)始施加梁端往復(fù)荷載,在加載初期,由于負(fù)彎矩作用,混凝土板開(kāi)裂,此后裂縫寬度逐漸增加,開(kāi)裂范圍不斷擴(kuò)大。待梁端往復(fù)荷載施加至100kN滿足設(shè)計(jì)要求后,增加軸向荷載至1882.4kN(n=0.3),此時(shí)柱端沉降0.824mm,繼續(xù)施加梁端往復(fù)荷載。在梁端荷載增加至140kN左右時(shí),ZL1和ZL2的混凝土板與方鋼管全部剝離,同時(shí),節(jié)點(diǎn)區(qū)方鋼管腹板出現(xiàn)斜向30°屈曲拉痕。P=180kN左右時(shí),進(jìn)入位移控制加載階段。在以2Δe循環(huán)第二圈反向加載時(shí),ZL2鋼梁下翼緣拉裂(見(jiàn)圖9b),正向加載時(shí),ZL2鋼梁上翼緣位置方鋼管柱翼緣出平面撕裂,荷載大幅度下降,ZL2破壞。此后僅對(duì)ZL1施加梁端往復(fù)荷載,在以3Δe循環(huán)第二圈反向加載時(shí),ZL1鋼梁上翼緣梁柱結(jié)合處焊縫撕裂,正向加載時(shí),ZL1鋼梁下翼緣位置方鋼管柱翼緣出平面撕裂(見(jiàn)圖9a),ZL1破壞,試驗(yàn)結(jié)束。3.2梁端反復(fù)荷載首先施加柱端軸向荷載至設(shè)計(jì)值494.6kN(n=0.08),此時(shí)柱端沉降0.228mm。然后開(kāi)始施加梁端往復(fù)荷載,在梁端荷載增加至60kN左右時(shí),ZL3的混凝土板與方鋼管發(fā)生部分剝離。此時(shí)梁端荷載已滿足設(shè)計(jì)要求,增加軸向荷載至1877.7kN(n=0.3),此時(shí)柱端沉降0.884mm,繼續(xù)施加梁端往復(fù)荷載。在梁端反向荷載增加至115kN時(shí),ZL4鋼梁下翼緣拉裂,正向加載時(shí),ZL4鋼梁下翼緣裂口閉合。在此后一個(gè)循環(huán)加載過(guò)程中,反向加載時(shí),ZL4鋼梁下翼緣裂口張開(kāi)并不斷擴(kuò)大,直至最終拉斷,正向加載時(shí),ZL4鋼梁下翼緣裂口逐漸閉合,受壓發(fā)生局部屈曲(見(jiàn)圖9d),ZL4破壞。此后僅對(duì)ZL3施加梁端往復(fù)荷載,在P=180kN左右時(shí),進(jìn)入位移控制加載階段,在以2Δe循環(huán)第一圈正向加載時(shí),ZL3鋼梁下翼緣位置方鋼管柱翼緣出平面撕裂,同時(shí)方鋼管柱翼緣腹板拼接焊縫也發(fā)生撕裂(見(jiàn)圖9c)。第二圈反向加載時(shí),ZL3鋼梁上翼緣梁柱結(jié)合處焊縫撕裂,同時(shí)方鋼管柱翼緣腹板拼接焊縫也發(fā)生撕裂,ZL3破壞,試驗(yàn)結(jié)束。3.3加載階段t首先施加柱端軸向荷載至494.6kN(n=0.08),此時(shí)柱端沉降0.317mm。然后開(kāi)始施加梁端往復(fù)荷載,在梁端荷載增加至90kN左右時(shí),北ZL5和南ZL5的混凝土板相繼與方鋼管發(fā)生部分剝離。此后增加軸向荷載至1815.7kN(n=0.3),柱端沉降0.892mm,繼續(xù)施加梁端往復(fù)荷載。在P=180kN左右時(shí),進(jìn)入位移控制加載階段,此時(shí)節(jié)點(diǎn)區(qū)方鋼管腹板有斜向30°屈曲拉痕出現(xiàn)。在以Δe循環(huán)第二圈反向加載時(shí),北ZL5混凝土板與方鋼管全部拉開(kāi),最大裂縫寬度達(dá)3mm,正向加載時(shí),南ZL5鋼梁上翼緣梁柱結(jié)合處焊縫撕裂(見(jiàn)圖9f)。此后一循環(huán)加載過(guò)程中,北ZL5鋼梁上翼緣梁柱結(jié)合處焊縫撕裂,方鋼管柱翼緣腹板拼接焊縫也發(fā)生撕裂,同時(shí)南ZL5鋼梁下翼緣位置方鋼管柱翼緣發(fā)生出平面撕裂,南ZL5破壞。此后僅對(duì)北ZL5施加梁端正向荷載,最終北ZL5鋼梁下翼緣梁柱結(jié)合處焊縫撕裂(見(jiàn)圖9e),北ZL5破壞,試驗(yàn)結(jié)束。4試驗(yàn)結(jié)果與分析4.1節(jié)點(diǎn)抗拉力系統(tǒng)故障能力節(jié)點(diǎn)試件的梁端荷載-位移滯回曲線如圖10所示。由圖可知:(1)節(jié)點(diǎn)試件的滯回曲線呈明顯的梭形,且比較豐滿,表現(xiàn)出良好的耗能能力。(2)試件破壞前,同一位移量級(jí)循環(huán)加載中,后一次循環(huán)荷載值與第一次循環(huán)荷載值相比基本上沒(méi)有降低,說(shuō)明節(jié)點(diǎn)試件在反復(fù)荷載作用下強(qiáng)度退化程度比較小。(3)節(jié)點(diǎn)的加載曲線斜率和卸載曲線斜率均隨反復(fù)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(shuō)明節(jié)點(diǎn)的卸載剛度退化現(xiàn)象不如加載剛度退化現(xiàn)象明顯。4.2復(fù)荷載下的受力特性試件的骨架曲線如圖11所示。由圖可見(jiàn):(1)骨架曲線均呈倒S形,說(shuō)明節(jié)點(diǎn)試件在低周反復(fù)荷載下都經(jīng)歷了彈性、塑性和極限破壞三個(gè)受力階段,且這三個(gè)階段的剛度退化明顯。(2)在試件達(dá)到最大荷載以后,除ZL4外,其余骨架曲線下降均比較迅速,這是因?yàn)樵嚰臉O限破壞都是由于節(jié)點(diǎn)附近梁翼緣的受拉開(kāi)裂及柱翼緣腹板的焊縫開(kāi)裂引起的,因此試件喪失承載力較快。4.3節(jié)點(diǎn)cfrtj-3抗剪承載力試驗(yàn)結(jié)果與理論計(jì)算結(jié)果對(duì)比為便于分析比較,本文借用鋼筋混凝土框架結(jié)構(gòu)常用的圖解法,由各試件P-Δ曲線的骨架曲線來(lái)確定試件的屈服荷載Py和屈服位移Δy,原理如圖12所示。試件的破壞荷載定義為Pu=0.85Pmax,相應(yīng)點(diǎn)的位移定義為有效極限位移Δu。Pmax為試驗(yàn)中試件所達(dá)到的梁端荷載的最大值,對(duì)應(yīng)于Pmax時(shí)的梁端位移為Δmax。各節(jié)點(diǎn)試件按上述方法確定的Py、Δy、Pu、Δu、Pmax、Δmax如表3所示。根據(jù)實(shí)測(cè)鋼材的抗拉屈服強(qiáng)度、極限強(qiáng)度及實(shí)測(cè)的混凝土強(qiáng)度可以計(jì)算得到試件的理論計(jì)算強(qiáng)度。理論計(jì)算結(jié)果與試驗(yàn)結(jié)果的對(duì)比如表4所示,節(jié)點(diǎn)CFRTJ-3的抗剪承載力試驗(yàn)結(jié)果與理論計(jì)算結(jié)果的對(duì)比如表5所示,由表可知:(1)對(duì)于節(jié)點(diǎn)試件CFRTJ-1和CFRTJ-2,若按照組合梁進(jìn)行計(jì)算,除ZL3的極限強(qiáng)度外,試件負(fù)彎矩方向的試驗(yàn)實(shí)測(cè)強(qiáng)度/理論計(jì)算強(qiáng)度均大于1,正彎矩方向的試驗(yàn)極限強(qiáng)度則小于理論計(jì)算強(qiáng)度。若按照鋼梁進(jìn)行計(jì)算,試件正負(fù)彎矩方向的試驗(yàn)實(shí)測(cè)強(qiáng)度/理論計(jì)算強(qiáng)度基本上大于1,僅ZL3正負(fù)極限試驗(yàn)實(shí)測(cè)強(qiáng)度小于理論計(jì)算強(qiáng)度。由此說(shuō)明,試件CFRTJ-1和CFRTJ-2基本滿足節(jié)點(diǎn)強(qiáng)度要求,破壞模式為梁端塑性鉸破壞及部分焊接部位破壞。(2)對(duì)于節(jié)點(diǎn)試件CFRTJ-3,無(wú)論是按照組合梁計(jì)算還是按照鋼梁計(jì)算,試件正負(fù)彎矩方向的試驗(yàn)實(shí)測(cè)強(qiáng)度/理論計(jì)算強(qiáng)度均小于1,而節(jié)點(diǎn)的屈服抗剪承載力與理論計(jì)算結(jié)果基本吻合,極限抗剪承載力則由于最終階段節(jié)點(diǎn)出現(xiàn)部分焊接部位破壞而有所降低,因此試件CFRTJ-3的破壞模式為節(jié)點(diǎn)剪切破壞及部分焊接部位破壞。4.4殘余變形率節(jié)點(diǎn)試件的梁端變形恢復(fù)性能指標(biāo)見(jiàn)表6,由表可知:(1)節(jié)點(diǎn)試件的梁端殘余變形率在0.621～0.684之間,表現(xiàn)出一定程度的變形恢復(fù)能力;(2)由于節(jié)點(diǎn)試件破壞主要為鋼梁翼緣拉斷及焊接部位破壞,因此混凝土板對(duì)梁端殘余變形率影響較小,節(jié)點(diǎn)試件的正向和反向梁端殘余變形率相差不大。4.5試驗(yàn)件的延性在結(jié)構(gòu)抗震性能中,延性是一個(gè)重要指標(biāo)。節(jié)點(diǎn)試件的位移延性系數(shù)和轉(zhuǎn)角延性系數(shù)如表7所示。從表中可以看出:(1)對(duì)于梁端塑性鉸破壞模式ZL2和ZL4,位移延性系數(shù)大于2,延性較好,但是仍未達(dá)到位移延性系數(shù)大于4的要求;(2)對(duì)于ZL1、ZL3、南ZL5和北ZL5,由于鋼梁翼緣焊縫拉裂、方鋼管柱翼緣腹板拼接焊縫撕裂等破壞形態(tài)由焊縫破壞引起,因此位移延性系數(shù)均小于2,延性較差。本次試驗(yàn)試件的延性較差,主要由以下兩個(gè)原因造成:(1)破壞模式主要為焊縫的低周疲勞破壞,脆性比較明顯;(2)使用的8mm鋼板材料的強(qiáng)屈比小于1.2,伸長(zhǎng)率小于20%,其鋼材質(zhì)量標(biāo)準(zhǔn)不符合《低合金高強(qiáng)度結(jié)構(gòu)鋼》(GB/T1591)的規(guī)定,因此無(wú)法保證節(jié)點(diǎn)充分發(fā)揮其延性。在實(shí)際工程中應(yīng)確保焊接質(zhì)量并使用符合質(zhì)量標(biāo)準(zhǔn)的鋼材,以保證節(jié)點(diǎn)能充分發(fā)揮其延性。4.6鋼筋混凝土的剛度退化曲線試件的剛度退化結(jié)果如圖13所示,由圖可知:(1)試件在整個(gè)加載過(guò)程中剛度退化比較明顯;(2)在整個(gè)加載過(guò)程中,剛度退化現(xiàn)象持續(xù)均勻,與鋼筋混凝土的剛度退化主要發(fā)生在開(kāi)裂至屈服這一階段有所不同;(3)試件的初始正向剛度大于其初始反向剛度,說(shuō)明加載初期混凝土樓板與鋼梁的組合作用確實(shí)存在,但是在試驗(yàn)后期,隨著混凝土樓板的不斷開(kāi)裂,其正向剛度與反向剛度基本接近。4.7半周數(shù)對(duì)節(jié)點(diǎn)抗壓強(qiáng)度的影響基于P-Δ滯回曲線,可定量分析試件的能量耗散能力。節(jié)點(diǎn)試件的耗能能力情況如圖14所示,節(jié)點(diǎn)的耗能指標(biāo)如表4所示,由圖表分析可知:(1)隨著半周數(shù)的增加,試件的耗能能力不斷提高,進(jìn)入彈塑性階段后,由于累積損傷,荷載增長(zhǎng)非常緩慢甚至出現(xiàn)下降,但試件的耗能能力仍有明顯增加。(2)各試件的等效粘滯阻尼系數(shù)he=0.228～0.384,而鋼筋混凝土節(jié)點(diǎn)的he一般為0.1左右,型鋼混凝土節(jié)點(diǎn)的he一般為0.3左右。可見(jiàn),本次試驗(yàn)的方鋼管混凝土柱內(nèi)隔板式節(jié)點(diǎn)的耗能能力約為鋼筋混凝土節(jié)點(diǎn)的三倍多,與型鋼混凝土節(jié)點(diǎn)的耗能能力接近。4.8節(jié)點(diǎn)區(qū)變形所引起的層間轉(zhuǎn)角變形試件在受力后,各組成部分都會(huì)產(chǎn)生相應(yīng)的變形。由文獻(xiàn)可知,層間轉(zhuǎn)角變形值Rt=Rbttb+Rcttc+Rjttj。其中,Rbttb表示梁變形所引起的層間轉(zhuǎn)角變形,Rcttc表示柱變形所引起的層間轉(zhuǎn)角變形,Rjttj表示節(jié)點(diǎn)區(qū)變形所引起的層間轉(zhuǎn)角變形。根據(jù)文獻(xiàn)提出的各部分變形的計(jì)算方法,本文得到試件各部分的變形如圖15所示,圖中縱坐標(biāo)為各部分變形占總層間變形的比例,橫坐標(biāo)為層間轉(zhuǎn)角。從圖中可以看出:(1)梁的變形所占的比例最大,約為50%～80%;(2)對(duì)于試件CFRTJ-1和CFRTJ-2,節(jié)點(diǎn)區(qū)變形僅占總層間變形的10%左右,節(jié)點(diǎn)域的抗剪剛度很大;(3)對(duì)于試件CFRTJ-3,節(jié)點(diǎn)域變形及柱端變形均比前兩個(gè)試件要大,且所占比例隨層間變形的增大而不斷增大,說(shuō)明CFRTJ-3的節(jié)點(diǎn)抗剪剛度比前兩個(gè)試件要小。5節(jié)點(diǎn)及節(jié)點(diǎn)性能通過(guò)對(duì)方鋼管混凝土柱內(nèi)隔板式節(jié)點(diǎn)的低周反復(fù)荷載試驗(yàn)研究和分析,可得出以下結(jié)論:(1)節(jié)點(diǎn)試件的滯回曲線呈明顯的梭形,且較豐滿,耗能能力強(qiáng)。(