鋼-混凝土組合梁連接內隔板式節點抗震性能試驗研究

1內面板式節點由于鋼筋混凝土結構具有強度高、重量輕、延伸性好、耐勞抗疲勞、耐沖擊等優點，引起了人們的關注。在實際設計中的應用也有所增加。內隔板式節點是一種典型的方鋼管混凝土柱與鋼梁連接的節點形式。這種節點通過在鋼管內設置內隔板來傳遞梁端彎矩,通過焊接在鋼管壁上的腹板焊縫來傳遞梁端剪力,而節點區的剪力則依靠鋼管壁、節點區核心混凝土及內隔板共同傳遞。由于內隔板式節點傳力路徑明確,構造簡單,方便建筑效果處理,目前已經被我國《矩形鋼管混凝土結構技術規程》(CECS159:2004)列為推薦形式,并被瑞豐國際商務大廈、武漢國際證券大廈等多項工程所采用。目前,國內外研究人員對內隔板式節點的抗震性能已經進行過一定的試驗研究和理論分析,例如Sasaki(1995),Shim(1995),余勇(1998),周天華(2004)等,但上述研究人員進行的都是方鋼管混凝土柱與鋼梁連接的內隔板式節點的抗震性能研究。而在實際建筑結構中,樓板與鋼梁一般通過組合作用共同工作,此時連續的混凝土樓板對節點受力性能是否會產生影響還有待研究。此外,目前的研究對象基本為對稱的內隔板式節點,而在實際工程中可能會由于結構跨度的不同而使節點兩側的梁高不同,對于這種非對稱的內隔板式節點,在節點區中一般采用三塊內隔板傳遞梁端彎矩及剪力,而不是傳統研究中采用的兩塊內隔板,因此節點形式更加復雜,內隔板對于混凝土澆注質量的影響也更加明顯,所以對于這種非對稱形式的內隔板式節點也有待于進一步研究。因此,為了研究混凝土樓板的組合作用和三塊內隔板對這種節點受力性能的影響,并為該類節點的設計提供參考依據,本文進行了3個內隔板式節點的擬靜力試驗研究,并在此基礎上進行了深入的分析,得到了相應的結論。2試驗總結2.1組合梁結構形式的選擇節點試件CFRTJ-1和CFRTJ-2為模擬實際工程中內隔板式節點的縮尺試件,縮尺比例為1/4。由于實際工程中節點兩側梁高不同,因此CFRTJ-1和CFRTJ-2均采用三塊內隔板。節點CFRTJ-3為對比試件,兩側梁高相同,采用兩塊內隔板。由于實際結構中梁的跨度較大,因此采用鋼-混凝土組合梁結構形式。在進行試件設計時,為了研究混凝土樓板組合作用對節點受力性能的影響,將有效翼緣寬度范圍內的混凝土樓板作為試件的一部分進行加工制作。試件的鋼材均采用Q345B,管內混凝土設計標號C40,混凝土樓板設計標號C35,板內鋼筋為HPB235級。鋼管由四塊鋼板拼焊而成,采用全熔透坡口焊縫形式。內隔板在鋼管加工完畢后通過全熔透坡口焊縫焊接在鋼管內。鋼梁上下翼緣與柱壁的對接焊縫施焊時均設有墊板,墊板與柱壁點焊固定,施焊后未去掉墊板。鋼構件加工完畢后,在鋼梁與柱壁交界處焊接角鋼,以便樓板鋼筋與鋼管進行焊接連接,管內混凝土及樓板混凝土均在實驗室手工澆搗養護。各試件的編號及截面尺寸如圖1～3所示,內隔板照片如圖4所示。主要材性指標見表1和表2。2.2試件內容和應變片布置試驗采用自平衡剛架進行加載,裝置如圖5、6所示。試驗采用IMP數據采集系統進行數據自動采集控制。試件的應變片布置如圖7所示,以測量節點區試件的應變分布情況;位移計布置如圖8所示,以測量梁端位移、柱端位移、梁柱相對轉角和節點域的剪切變形。2.3梁端荷載反復荷載試驗試驗采用控制力-位移加載制度,加載程序如下:(1)在柱端施加豎向荷載,加載至軸力設計值;(2)通過串聯液壓方式分別在左右梁端同步施加反復荷載直至達到設計要求;(3)增大柱端豎向荷載至軸力值1800kN左右(對應柱的實際軸壓比0.3),并在整個試驗過程中保持恒定;(4)分別在左右梁端施加反復荷載直至試件破壞。在力控制加載階段,每級荷載反復一次,其中CFRTJ-1和CFRTJ-2的級差為20kN,CFRTJ-3的級差為45kN。當梁端荷載-位移(P-Δ)曲線上出現拐點表示開始屈服后,以屈服荷載Pe對應的梁自由端位移Δe為轉折點,開始位移控制加載階段,位移增量取屈服荷載時對應梁自由端位移值的一半,即控制位移為1.5Δe、2.0Δe、2.5Δe……,在每級控制位移下反復兩次。試驗結束后,再對梁端荷載-位移滯回曲線進行分析,確定節點試件的屈服點。3試驗過程和破壞特征3.1節點區方鋼管柱的整體沉降荷載首先施加柱端軸向荷載至設計值710.3kN(相當于軸壓比n=0.11),此時柱端沉降0.355mm。然后開始施加梁端往復荷載,在加載初期,由于負彎矩作用,混凝土板開裂,此后裂縫寬度逐漸增加,開裂范圍不斷擴大。待梁端往復荷載施加至100kN滿足設計要求后,增加軸向荷載至1882.4kN(n=0.3),此時柱端沉降0.824mm,繼續施加梁端往復荷載。在梁端荷載增加至140kN左右時,ZL1和ZL2的混凝土板與方鋼管全部剝離,同時,節點區方鋼管腹板出現斜向30°屈曲拉痕。P=180kN左右時,進入位移控制加載階段。在以2Δe循環第二圈反向加載時,ZL2鋼梁下翼緣拉裂(見圖9b),正向加載時,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ZL1施加梁端往復荷載,在以3Δe循環第二圈反向加載時,ZL1鋼梁上翼緣梁柱結合處焊縫撕裂,正向加載時,ZL1鋼梁下翼緣位置方鋼管柱翼緣出平面撕裂(見圖9a),ZL1破壞,試驗結束。3.2梁端反復荷載首先施加柱端軸向荷載至設計值494.6kN(n=0.08),此時柱端沉降0.228mm。然后開始施加梁端往復荷載,在梁端荷載增加至60kN左右時,ZL3的混凝土板與方鋼管發生部分剝離。此時梁端荷載已滿足設計要求,增加軸向荷載至1877.7kN(n=0.3),此時柱端沉降0.884mm,繼續施加梁端往復荷載。在梁端反向荷載增加至115kN時,ZL4鋼梁下翼緣拉裂,正向加載時,ZL4鋼梁下翼緣裂口閉合。在此后一個循環加載過程中,反向加載時,ZL4鋼梁下翼緣裂口張開并不斷擴大,直至最終拉斷,正向加載時,ZL4鋼梁下翼緣裂口逐漸閉合,受壓發生局部屈曲(見圖9d),ZL4破壞。此后僅對ZL3施加梁端往復荷載,在P=180kN左右時,進入位移控制加載階段,在以2Δe循環第一圈正向加載時,ZL3鋼梁下翼緣位置方鋼管柱翼緣出平面撕裂,同時方鋼管柱翼緣腹板拼接焊縫也發生撕裂(見圖9c)。第二圈反向加載時,ZL3鋼梁上翼緣梁柱結合處焊縫撕裂,同時方鋼管柱翼緣腹板拼接焊縫也發生撕裂,ZL3破壞,試驗結束。3.3加載階段t首先施加柱端軸向荷載至494.6kN(n=0.08),此時柱端沉降0.317mm。然后開始施加梁端往復荷載,在梁端荷載增加至90kN左右時,北ZL5和南ZL5的混凝土板相繼與方鋼管發生部分剝離。此后增加軸向荷載至1815.7kN(n=0.3),柱端沉降0.892mm,繼續施加梁端往復荷載。在P=180kN左右時,進入位移控制加載階段,此時節點區方鋼管腹板有斜向30°屈曲拉痕出現。在以Δe循環第二圈反向加載時,北ZL5混凝土板與方鋼管全部拉開,最大裂縫寬度達3mm,正向加載時,南ZL5鋼梁上翼緣梁柱結合處焊縫撕裂(見圖9f)。此后一循環加載過程中,北ZL5鋼梁上翼緣梁柱結合處焊縫撕裂,方鋼管柱翼緣腹板拼接焊縫也發生撕裂,同時南ZL5鋼梁下翼緣位置方鋼管柱翼緣發生出平面撕裂,南ZL5破壞。此后僅對北ZL5施加梁端正向荷載,最終北ZL5鋼梁下翼緣梁柱結合處焊縫撕裂(見圖9e),北ZL5破壞,試驗結束。4試驗結果與分析4.1節點抗拉力系統故障能力節點試件的梁端荷載-位移滯回曲線如圖10所示。由圖可知:(1)節點試件的滯回曲線呈明顯的梭形,且比較豐滿,表現出良好的耗能能力。(2)試件破壞前,同一位移量級循環加載中,后一次循環荷載值與第一次循環荷載值相比基本上沒有降低,說明節點試件在反復荷載作用下強度退化程度比較小。(3)節點的加載曲線斜率和卸載曲線斜率均隨反復加載次數的增加而不斷減小,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,說明節點的卸載剛度退化現象不如加載剛度退化現象明顯。4.2復荷載下的受力特性試件的骨架曲線如圖11所示。由圖可見:(1)骨架曲線均呈倒S形,說明節點試件在低周反復荷載下都經歷了彈性、塑性和極限破壞三個受力階段,且這三個階段的剛度退化明顯。(2)在試件達到最大荷載以后,除ZL4外,其余骨架曲線下降均比較迅速,這是因為試件的極限破壞都是由于節點附近梁翼緣的受拉開裂及柱翼緣腹板的焊縫開裂引起的,因此試件喪失承載力較快。4.3節點cfrtj-3抗剪承載力試驗結果與理論計算結果對比為便于分析比較,本文借用鋼筋混凝土框架結構常用的圖解法,由各試件P-Δ曲線的骨架曲線來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,相應點的位移定義為有效極限位移Δu。Pmax為試驗中試件所達到的梁端荷載的最大值,對應于Pmax時的梁端位移為Δmax。各節點試件按上述方法確定的Py、Δy、Pu、Δu、Pmax、Δmax如表3所示。根據實測鋼材的抗拉屈服強度、極限強度及實測的混凝土強度可以計算得到試件的理論計算強度。理論計算結果與試驗結果的對比如表4所示,節點CFRTJ-3的抗剪承載力試驗結果與理論計算結果的對比如表5所示,由表可知:(1)對于節點試件CFRTJ-1和CFRTJ-2,若按照組合梁進行計算,除ZL3的極限強度外,試件負彎矩方向的試驗實測強度/理論計算強度均大于1,正彎矩方向的試驗極限強度則小于理論計算強度。若按照鋼梁進行計算,試件正負彎矩方向的試驗實測強度/理論計算強度基本上大于1,僅ZL3正負極限試驗實測強度小于理論計算強度。由此說明,試件CFRTJ-1和CFRTJ-2基本滿足節點強度要求,破壞模式為梁端塑性鉸破壞及部分焊接部位破壞。(2)對于節點試件CFRTJ-3,無論是按照組合梁計算還是按照鋼梁計算,試件正負彎矩方向的試驗實測強度/理論計算強度均小于1,而節點的屈服抗剪承載力與理論計算結果基本吻合,極限抗剪承載力則由于最終階段節點出現部分焊接部位破壞而有所降低,因此試件CFRTJ-3的破壞模式為節點剪切破壞及部分焊接部位破壞。4.4殘余變形率節點試件的梁端變形恢復性能指標見表6,由表可知:(1)節點試件的梁端殘余變形率在0.621～0.684之間,表現出一定程度的變形恢復能力;(2)由于節點試件破壞主要為鋼梁翼緣拉斷及焊接部位破壞,因此混凝土板對梁端殘余變形率影響較小,節點試件的正向和反向梁端殘余變形率相差不大。4.5試驗件的延性在結構抗震性能中,延性是一個重要指標。節點試件的位移延性系數和轉角延性系數如表7所示。從表中可以看出:(1)對于梁端塑性鉸破壞模式ZL2和ZL4,位移延性系數大于2,延性較好,但是仍未達到位移延性系數大于4的要求;(2)對于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由焊縫破壞引起,因此位移延性系數均小于2,延性較差。本次試驗試件的延性較差,主要由以下兩個原因造成:(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鋼板材料的強屈比小于1.2,伸長率小于20%,其鋼材質量標準不符合《低合金高強度結構鋼》(GB/T1591)的規定,因此無法保證節點充分發揮其延性。在實際工程中應確保焊接質量并使用符合質量標準的鋼材,以保證節點能充分發揮其延性。4.6鋼筋混凝土的剛度退化曲線試件的剛度退化結果如圖13所示,由圖可知:(1)試件在整個加載過程中剛度退化比較明顯;(2)在整個加載過程中,剛度退化現象持續均勻,與鋼筋混凝土的剛度退化主要發生在開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,說明加載初期混凝土樓板與鋼梁的組合作用確實存在,但是在試驗后期,隨著混凝土樓板的不斷開裂,其正向剛度與反向剛度基本接近。4.7半周數對節點抗壓強度的影響基于P-Δ滯回曲線,可定量分析試件的能量耗散能力。節點試件的耗能能力情況如圖14所示,節點的耗能指標如表4所示,由圖表分析可知:(1)隨著半周數的增加,試件的耗能能力不斷提高,進入彈塑性階段后,由于累積損傷,荷載增長非常緩慢甚至出現下降,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he=0.228～0.384,而鋼筋混凝土節點的he一般為0.1左右,型鋼混凝土節點的he一般為0.3左右。可見,本次試驗的方鋼管混凝土柱內隔板式節點的耗能能力約為鋼筋混凝土節點的三倍多,與型鋼混凝土節點的耗能能力接近。4.8節點區變形所引起的層間轉角變形試件在受力后,各組成部分都會產生相應的變形。由文獻可知,層間轉角變形值Rt=Rbttb+Rcttc+Rjttj。其中,Rbttb表示梁變形所引起的層間轉角變形,Rcttc表示柱變形所引起的層間轉角變形,Rjttj表示節點區變形所引起的層間轉角變形。根據文獻提出的各部分變形的計算方法,本文得到試件各部分的變形如圖15所示,圖中縱坐標為各部分變形占總層間變形的比例,橫坐標為層間轉角。從圖中可以看出:(1)梁的變形所占的比例最大,約為50%～80%;(2)對于試件CFRTJ-1和CFRTJ-2,節點區變形僅占總層間變形的10%左右,節點域的抗剪剛度很大;(3)對于試件CFRTJ-3,節點域變形及柱端變形均比前兩個試件要大,且所占比例隨層間變形的增大而不斷增大,說明CFRTJ-3的節點抗剪剛度比前兩個試件要小。5節點及節點性能通過對方鋼管混凝土柱內隔板式節點的低周反復荷載試驗研究和分析,可得出以下結論:(1)節點試件的滯回曲線呈明顯的梭形,且較豐滿,耗能能力強。(