足尺隔板貫通式梁柱節(jié)點(diǎn)擬靜力試驗(yàn)

足尺隔板貫通式梁柱節(jié)點(diǎn)擬靜力試驗(yàn)

柱貫通式節(jié)點(diǎn)的發(fā)展在框架結(jié)構(gòu)系統(tǒng)中，梁柱節(jié)點(diǎn)的連接方式主要是剛式或半開放式。一般設(shè)計(jì)原則是“強(qiáng)節(jié)點(diǎn)虛弱桿件，弱柱弱梁”。80年代工程界中認(rèn)為這種柱貫通式節(jié)點(diǎn)的設(shè)計(jì)沒有太大的問題。但1994年北嶺和1995年阪神地震中,梁柱連接發(fā)生的大量的破壞現(xiàn)象,使人們發(fā)現(xiàn)傳統(tǒng)連接形式的鋼框架結(jié)構(gòu)的表現(xiàn)不盡如人意。進(jìn)而,各國(guó)科研人員投入了大量的人力和物力重新研究和評(píng)價(jià)各種節(jié)點(diǎn)的抗震性能,發(fā)展更有效且經(jīng)濟(jì)實(shí)用的節(jié)點(diǎn)形式。在各種新型節(jié)點(diǎn)中,用于方矩管混凝土柱的隔板貫通式節(jié)點(diǎn)正在越來越得到科研人員和工程界的重視并得到廣泛的應(yīng)用。1連接式擴(kuò)張器的靜力試驗(yàn)方案為了研究隔板貫通式節(jié)點(diǎn)的抗震性能,作者進(jìn)行了該種節(jié)點(diǎn)的擬靜力試驗(yàn)。1.1試件結(jié)構(gòu)的確定本次試驗(yàn)選取中節(jié)點(diǎn),節(jié)點(diǎn)兩側(cè)柱的長(zhǎng)度取1/2柱高,梁的長(zhǎng)度根據(jù)試驗(yàn)條件和試件制作條件選擇盡量接近1/2梁跨,即按照框架承受水平荷載時(shí)產(chǎn)生彎矩的反彎點(diǎn)的位置來決定,采用十字型試件。制作試件3個(gè),遵循“強(qiáng)柱弱梁,強(qiáng)節(jié)點(diǎn)弱桿件”的原則確定構(gòu)件的截面尺寸,保證在擬靜力試驗(yàn)中破壞出現(xiàn)在梁上而不是梁柱連接焊縫處。試件的截面特性見表1。方鋼管柱采用冷彎方管,截面尺寸為250mm×8mm;H型鋼梁選用H250×125×6×9,隔板選用12mm厚鋼板;連接螺栓采用10.9級(jí)M16摩擦型高強(qiáng)螺栓;試件TD2和TD3的方鋼管柱內(nèi)填充C40的混凝土,試件節(jié)點(diǎn)詳圖見圖1。隔板與鋼梁翼緣連接處的起弧角經(jīng)ANSYS優(yōu)化設(shè)計(jì)后取為25mm,對(duì)所有構(gòu)件均取樣進(jìn)行了材性試驗(yàn),鋼材和混凝土的材料特性試驗(yàn)結(jié)果見表1。1.2梁兩側(cè)反彎點(diǎn)為了使加載裝置簡(jiǎn)單,采用梁端施加反對(duì)稱荷載的方案,這時(shí)節(jié)點(diǎn)邊界條件是上下柱反彎點(diǎn)均為不動(dòng)鉸,梁兩側(cè)反彎點(diǎn)為自由端。低周反復(fù)荷載由分別固定在節(jié)點(diǎn)兩側(cè)梁端的拉壓雙向千斤頂施加,而鋼管混凝土柱的頂部集中荷載,通過液壓千斤頂與反力梁的反作用力提供。1.3加載系統(tǒng)的確定1.3.1實(shí)際軸壓比設(shè)置參照國(guó)內(nèi)相關(guān)節(jié)點(diǎn)的低周反復(fù)荷載試驗(yàn),不同軸壓比對(duì)同類節(jié)點(diǎn)的影響在于:高軸壓比情況下,節(jié)點(diǎn)模型的鋼管混凝土柱的屈服提前;其次,軸壓比增大一倍,梁端的最大水平作用力也相應(yīng)提高。由于本次試驗(yàn)的試件有限,對(duì)比的因素是柱內(nèi)是否填充混凝土,因此本次試驗(yàn)的軸壓比控制在0.2~0.3之間。試件的截面特性為:方鋼管250×250×8,鋼材Q235A,f=205N/mm2As=2502-2342=7744mmC40混凝土:fc=19.1N/mm2Ae=234mm2=54756mm2方鋼管柱的截面抗壓承載力設(shè)計(jì)值:N=fAs=205×7744=1587.52kN控制方鋼管柱的軸壓比在0.2~0.3之間,則柱頂施加的集中力:N0=(0.2~0.3)×N=(0.2~0.3)×1587.52=317.5~476.26kN為了便于控制加載數(shù)值試驗(yàn)時(shí)在柱頂施加400kN恒定軸向力,則實(shí)際軸壓比為:400/1587.52=0.252方鋼管混凝土柱截面抗壓承載力設(shè)計(jì)值:Nu=Asf+Acfc=7744×205+2342×19.1=1587.52+1045.84=2633.36kN控制方鋼管混凝土柱的軸壓比在0.2~0.3之間,則柱頂施加的集中力:N0=(0.2~0.3)×Nu=(0.2~0.3)×2633.36=526.67~790kN為了便于控制加載數(shù)值試驗(yàn)時(shí)在柱頂施加600kN恒定軸向力,則實(shí)際軸壓比為:600/2633.36=0.2281.3.2h型鋼梁的施加因?yàn)樵谠嚰O(shè)計(jì)時(shí),遵循了“強(qiáng)柱弱梁,強(qiáng)節(jié)點(diǎn)弱構(gòu)件”的原則,使試件塑性鉸出現(xiàn)在梁上而不是柱上,這樣,在試驗(yàn)前就可以根據(jù)所選擇的H型鋼梁的截面特性,估算試件屈服及破壞時(shí)的梁端施加的集中力,以便在試驗(yàn)中合理地控制加載級(jí)別。H型鋼梁:Q345Bfy=345N/mm2,Wx=326cm2H型鋼梁屈服抗彎承載力:則試件屈服時(shí)施加在梁端集中力:其中:L—集中荷載作用點(diǎn)至鋼管柱表面的距離。1.3.3節(jié)點(diǎn)屈服試驗(yàn)水平荷載的加載制度采用荷載-變形混合控制的加載方法制定。本次試驗(yàn)的加載制度如圖2所示。試驗(yàn)前計(jì)算的結(jié)構(gòu)的屈服荷載為99.97kN,在加載的第1階段,即荷載控制階段,控制荷載分別取20kN,40kN……,試件接近屈服時(shí),荷載增加幅度減半,每一級(jí)荷載循環(huán)一次,直至結(jié)構(gòu)屈服。節(jié)點(diǎn)屈服的確定可以采用以下2種方法:(1)某處鋼材達(dá)到屈服;(2)P-Δ曲線上出現(xiàn)較為明顯的拐點(diǎn);試驗(yàn)中2種方法綜合考慮。在第2階段,即結(jié)構(gòu)屈服后進(jìn)入位移控制加載階段,按屈服位移的倍數(shù)作為卸載控制點(diǎn),每一位移量級(jí)循環(huán)3次,直至結(jié)構(gòu)破壞(荷載下降到極限荷載的80%~85%,且不低于屈服荷載)。1.4球鉸正常運(yùn)動(dòng)試驗(yàn)裝置如圖3所示。試驗(yàn)在天津大學(xué)結(jié)構(gòu)試驗(yàn)室靜力臺(tái)座上進(jìn)行,試件下端放在只能轉(zhuǎn)動(dòng)而不能左右移動(dòng)的球鉸支座上,支座中心與柱截面幾何形心對(duì)準(zhǔn);垂直的軸向壓力由油壓千斤頂D提供;左右兩段分別由上下各放置一個(gè)油壓千斤頂C來施加低周反復(fù)荷載。2試驗(yàn)破壞過程和試驗(yàn)現(xiàn)象2.1節(jié)點(diǎn)核心區(qū)處遇調(diào)整型在低周反復(fù)荷載作用下,TD1節(jié)點(diǎn)在加載至80kN,約為極限荷載112kN的70%時(shí)試件達(dá)到屈服,荷載-位移曲線的曲率發(fā)生顯著變化,不再呈線性,此時(shí)試件尚未產(chǎn)生肉眼可見的明顯裂縫。此后,改用位移控制加載(屈服位移為1598mm)。當(dāng)加載至4倍屈服位移的第1循環(huán)時(shí),節(jié)點(diǎn)核心區(qū)出現(xiàn)較為明顯的剪切變形。加載至4倍屈服位移第3循環(huán)時(shí),節(jié)點(diǎn)核心兩側(cè)柱壁內(nèi)陷,此時(shí)梁根部產(chǎn)生較大的變形,梁翼緣與隔板已經(jīng)明顯不平行。當(dāng)加載至5倍屈服位移第1循環(huán)時(shí),節(jié)點(diǎn)核心區(qū)的內(nèi)陷與剪切變形更加明顯,表面氧化膜開始剝落。緊接著構(gòu)件發(fā)出兩聲巨響,繼續(xù)加載,此時(shí)構(gòu)件已喪失承載能力,節(jié)點(diǎn)核心區(qū)產(chǎn)生嚴(yán)重的凹陷變形(見圖4)。整個(gè)試驗(yàn)過程,TD1的破壞過程可分為3個(gè)階段:彈性階段、變形發(fā)展階段和破壞階段。(1)彈性步驟在荷載作用初期節(jié)點(diǎn)核心區(qū)隔板的應(yīng)變很小,剪切變形也很小,處于彈性工作階段。(2)極限拉應(yīng)變值的計(jì)算隨著荷載的增加(超過80kN),節(jié)點(diǎn)核心區(qū)由剪應(yīng)力產(chǎn)生的主拉應(yīng)力達(dá)到鋼材的極限拉應(yīng)變值,開始產(chǎn)生剪切變形,進(jìn)入變形發(fā)展階段。隨著荷載的不斷增加,節(jié)點(diǎn)核心區(qū)的變形,即鋼管壁的內(nèi)陷和剪切變形越來越大。(3)破壞階段隨著循環(huán)荷載的繼續(xù)施加,梁端荷載已經(jīng)無法再提高,而梁端位移繼續(xù)增大。2.2試驗(yàn)結(jié)果:已經(jīng)進(jìn)入加載階段20.在低周反復(fù)荷載作用下,TD2節(jié)點(diǎn)在加載至106kN,約為屈服荷載180kN的60%時(shí),試件達(dá)到屈服,荷載-位移曲線的曲率發(fā)生顯著變化,不再呈線性,但此時(shí)試件尚未產(chǎn)生肉眼可見的明顯裂縫。此后,改用位移控制加載(屈服位移為1600mm)。當(dāng)加載至2倍屈服位移的第1循環(huán)時(shí),試件左側(cè)梁的上翼緣與隔板連接處焊縫出現(xiàn)細(xì)微裂縫,并伴隨有響聲。加載至2倍屈服位移的第2循環(huán)時(shí),右側(cè)梁的下翼緣與隔板的連接焊縫出現(xiàn)細(xì)微裂縫,有響聲。緊接著,右側(cè)梁的下翼緣凸起,左側(cè)梁的上翼緣與隔板的連接焊縫中的裂縫越來越明顯(見圖5)。繼續(xù)加載,上述各處焊縫的裂縫繼續(xù)發(fā)展,直至加載到5倍屈服荷載的第1循環(huán)時(shí),承載力顯著下降,試驗(yàn)結(jié)束。與TD1試件相似,整個(gè)試驗(yàn)過程TD2的破壞過程可分為3個(gè)階段:彈性階段、變形發(fā)展階段和破壞階段。2.3下翼緣與壁面處的裂縫在低周反復(fù)荷載作用下,TD3節(jié)點(diǎn)在加載至105kN,約為屈服荷載185kN的60%時(shí),試件已經(jīng)屈服,荷載-位移曲線的曲率發(fā)生顯著變化,不再呈線性,試件尚未產(chǎn)生肉眼可見的明顯裂縫。此后,改用位移控制加載(屈服位移為1500mm)。當(dāng)加載至1倍屈服位移的第1循環(huán)時(shí),左側(cè)梁的下翼緣與隔板連接處焊縫出現(xiàn)細(xì)微裂縫。加載至2倍屈服位移的第2循環(huán)時(shí),右側(cè)梁的下翼緣與隔板的連接焊縫出現(xiàn)細(xì)微裂縫,有響聲。緊接著,左側(cè)梁的下翼緣凸起,左側(cè)梁的上翼緣與隔板的連接焊縫中的裂縫越來越明顯(見圖6)。繼續(xù)加載,各處焊縫中的裂縫均繼續(xù)發(fā)展,直至加載到5倍屈服荷載的第1循環(huán)時(shí),承載力顯著下降,試驗(yàn)結(jié)束。與前兩個(gè)構(gòu)件類似,整個(gè)試驗(yàn)過程,TD3的破壞過程可分為3個(gè)階段:彈性階段、變形發(fā)展階段和破壞階段。33采用beam方法比較和分析節(jié)點(diǎn)過程中的延遲曲線和骨架曲線3.1充填混凝土構(gòu)件的滯回曲線本次試驗(yàn)3個(gè)試件的滯回曲線如圖7所示。對(duì)于TD1節(jié)點(diǎn),從它的滯回曲線上可以觀察到,加載初期剛度變化較小,滯回曲線直線上升,卸載時(shí)殘余變形也很小。隨著荷載的不斷增大,滯回曲線為飽滿的紡錘形,但是,屈服承載力較低,變形較大,強(qiáng)屈比較小。TD2和TD3是填充了混凝土的構(gòu)件。它們的滯回曲線與TD1節(jié)點(diǎn)的滯回曲線相比,曲線仍呈紡錘形,但比TD1的滯回曲線更為飽滿,表明它們具有更好的抗震性能,即更強(qiáng)的耗能能力。它們的屈服荷載與極限荷載都有顯著的提高,強(qiáng)屈比也有不同程度的提高。這些都說明,填充了混凝土的節(jié)點(diǎn)試件與未澆筑混凝土的節(jié)點(diǎn)試件相比,延性和抗震耗能能力都有顯著的提高。3.23節(jié)點(diǎn)的骨架曲線從滯回曲線可得到本試驗(yàn)的3個(gè)節(jié)點(diǎn)試件的骨架曲線,見圖8。從圖中可以看出,節(jié)點(diǎn)在低周反復(fù)循環(huán)荷載作用下,其骨架曲線都經(jīng)歷了彈性、屈服、極限和破壞4個(gè)受力階段。與未填混凝土的節(jié)點(diǎn)相比,澆筑混凝土的節(jié)點(diǎn)的骨架曲線有著較長(zhǎng)、較為平緩的下降段,在大位移階段具有良好的延性。43d節(jié)點(diǎn)的延性本次試驗(yàn),各節(jié)點(diǎn)的位移延性系數(shù)μ見表2。從表2可以看出,澆筑了混凝土的TD2和TD3節(jié)點(diǎn)的延性是比較好的,試件的變形能力比較大。其原因在于,由于混凝土的存在,限制了節(jié)點(diǎn)核心區(qū)柱壁的凹陷變形,使得節(jié)點(diǎn)具有較好的變形能力,避免結(jié)構(gòu)發(fā)生脆性破壞,維持框架結(jié)構(gòu)的塑性工作狀態(tài)。從這一點(diǎn)上看,澆筑混凝土能夠在一定程度上提高節(jié)點(diǎn)的延性。5等效粘滯阻尼系數(shù)根據(jù)試驗(yàn)得到的P-Δ滯回曲線,整理出3個(gè)試件曲線的包絡(luò)線(見圖9),包絡(luò)線越飽滿,試件的耗能能力越好。通常用能量耗散系數(shù)E和等效粘滯阻尼系數(shù)β來衡量各試件抗震性能的好壞。通過圖10可以看出,剛開始的屈服階段,E值和β值比較小,說明塑性鉸吸收能量較少,試件的不可恢復(fù)變形小,隨著循環(huán)的增加,E值和β值呈現(xiàn)不斷提高的趨勢(shì),說明此時(shí)試件塑性鉸吸收了較大的能量,最后達(dá)到較高值,等效粘滯阻尼系數(shù)β超過了0.4。TD2和TD3節(jié)點(diǎn)E值和β值多數(shù)都比TD1節(jié)點(diǎn)要高,說明澆筑了混凝土以后節(jié)點(diǎn)的抗震性能得到了改善。6節(jié)點(diǎn)剛度退化系數(shù)試件剛度退化系數(shù)是衡量構(gòu)件抗震性能的重要指標(biāo)。試件屈服前,剛度基本無退化;試件屈服后,其剛度明顯退化。此后,隨著加荷循環(huán)系數(shù)的增加,試件剛度退化越來越嚴(yán)重,剛度退化程度越大,表明其抗震性能越差。根據(jù)實(shí)測(cè)的滯回曲線,可求得節(jié)點(diǎn)剛度退化系數(shù)Kj見表4,節(jié)點(diǎn)剛度退化系數(shù)Kj曲線見圖11。從剛度退化系數(shù)曲線可以看出,3個(gè)節(jié)點(diǎn)的剛度退化曲線都比較平緩,這充分保證了框架結(jié)構(gòu)塑性鉸的產(chǎn)生,這與滯回曲線分析結(jié)果是一致的。7節(jié)點(diǎn)的剪切變形節(jié)點(diǎn)核心區(qū)剪切角在加載過程中各受力階段測(cè)量分析結(jié)果見圖12。試驗(yàn)表明,澆筑了混凝土的2個(gè)節(jié)點(diǎn)的核心區(qū)剪切變形小于未澆筑混凝土的節(jié)點(diǎn)。對(duì)節(jié)點(diǎn)來說,節(jié)點(diǎn)核心區(qū)剪切變形并不是影響節(jié)點(diǎn)塑性變形的主要因素,因此隔板貫穿型節(jié)點(diǎn)具有明顯的“強(qiáng)節(jié)點(diǎn)、弱桿件”的工程特點(diǎn)。此外,從圖20可以看出,在屈服以后,在相同的荷載增幅下,節(jié)點(diǎn)TD2、TD3的剪切角增幅要比節(jié)點(diǎn)TD1小,因此改善了結(jié)構(gòu)的抗震性能。各節(jié)點(diǎn)塑性角區(qū)平均曲率的測(cè)量結(jié)果見圖13。從圖中可以看出,在加載值或位移控制相同的情況下,對(duì)同一節(jié)點(diǎn)而言,hb/2處的平均曲率要比hb處的大;節(jié)點(diǎn)TD2和TD3的剪切角且要明顯小于節(jié)點(diǎn)TD1,這是由于鋼管內(nèi)填充的混凝土限制了鋼管壁的變形。8材料的抗側(cè)力通過隔板貫通式節(jié)點(diǎn)在低周反復(fù)荷載作用下的試驗(yàn),可得到以下結(jié)論:(1)試驗(yàn)結(jié)果屬于梁根部和隔板連接處附近梁翼緣的破壞,屬于“強(qiáng)柱弱梁”型的破環(huán)形式。(2)三個(gè)隔板貫通式節(jié)點(diǎn)的滯回曲線均為飽滿的紡錘型,表明這3個(gè)構(gòu)件均具有良好的抗震性能。(3)隔板貫通式節(jié)點(diǎn)在梁端低周反復(fù)循環(huán)荷載作用下具有良好的延性和耗能能力,且TD2和TD3要明顯地好于TD1。試件破壞時(shí)位移延性系數(shù)TD1為4.38,TD2為5.0,TD3為5.2,均可達(dá)到4.0以上。等效粘滯系數(shù)TD1為0.41,TD2為0.41,TD3為0.52,均可達(dá)到0.40以上。所有試件的位移延性、耗能能力和剛度退化均滿足抗震設(shè)計(jì)要求。(4)節(jié)點(diǎn)核心區(qū)隔板與梁連接的焊縫非常重要,它影響到節(jié)點(diǎn)的傳力機(jī)制、破壞形式、承載能力和抗震性能,因此在設(shè)計(jì)及加工時(shí)應(yīng)給予特別的注意,一定要保證