帶樓板半剛性鋼管混凝土組合框架端板連接節點抗震性能試驗研究

節點試驗研究管混凝土柱與鋼-混凝土組合梁形成管混凝土組合結構，廣泛應用于多高層、高層建筑中。鋼管混凝土組合框架具有工廠化制作、裝配化施工、承載力高、抗震性能好、綜合經濟性能好等特點,特別適用于高烈度地區的建筑。近20年來,國內外研究者根據實際需要提出許多鋼管混凝土框架節點類型,如外環板式、內隔板式、錨板式、承重銷式等,并進行了許多試驗和理論研究。然而,這些節點在實際工程中仍有許多尚待解決的難題,且大多數連接屬于剛接或鉸接節點。雖然現有的鋼框架設計和分析假定梁柱連接為完全剛接或理想鉸接,但是實際工程中大多數連接一般很難達到這兩種理想狀態,介于剛接或鉸接之間的半剛性連接。France等、王靜峰等先后通過鋼管混凝土柱與鋼梁端板連接節點的靜力試驗和抗震試驗研究,表明此類節點為典型半剛性連接節點。在鋼管混凝土組合框架中,鋼梁與混凝土樓板之間通過設置足夠的抗剪連接件形成整體共同工作,有效地提高了結構的承載力和剛度。混凝土樓板的組合作用對節點性能及組合框架整體性能影響很大。目前國內對考慮樓板組合作用的剛接鋼管混凝土組合節點及組合框架進行了一些研究。例如聶建國等、Li等。然而,目前國內外對帶樓板半剛性鋼管混凝土組合框架節點的試驗和理論研究較少見,僅澳大利亞Loh等進行了方鋼管混凝土柱與組合梁平齊端板連接節點的靜力試驗研究,未考慮柱截面類型和端板類型的影響。因此,目前對于半剛性鋼管混凝土組合框架端板連接節點的抗震性能研究,尚缺乏試驗數據、理論模型和設計方法。本文進行了4個半剛性鋼管混凝土組合框架端板連接節點的梁端低周反復加載試驗,研究了圓形或方形鋼管混凝土組合框架節點的滯回性能、骨架曲線、強度和剛度退化、延性和耗能能力等。研究結果將為此類新型組合節點在實際工程應用提供參考依據。1試驗總結1.1錨固結構節點設計試件取組合框架在水平荷載作用下梁、柱反彎點之間的組合體,試件模型比例為1∶1,模擬框架的邊柱節點。試件的詳細尺寸信息見表1和圖1。研究參數為端板類型(包括平齊端板和外伸端板)和柱截面類型(包括方形和圓形)。鋼管混凝土柱截面為□200mm×200mm×10mm和○200mm×200mm×10mm兩種類型,柱高3400mm;鋼梁截面為H300mm×150mm×6mm×10mm,梁長1678mm。所有試件的端板厚度為18mm。每個節點的連接處均設置4排2列螺栓,采用10.9級M20高強螺栓。在螺栓端部焊接長度50mm、直徑20mm的HRB335螺紋鋼筋,來加強螺栓與柱內核心混凝土之間的錨固性能,見圖2。為了滿足完全抗剪連接和負彎矩區的抗剪要求,在鋼梁上翼緣沿梁長度方向間隔259mm設置2個抗剪栓釘,栓釘直徑19mm,高度90mm,間隔85mm。混凝土樓板采用雙層雙向配筋,混凝土保護層厚度20mm,縱向受力筋為ue78810@120,配筋率為1%;橫向分布鋼筋為ue7886@200。組合梁詳圖見圖3。1.2拉伸試驗結果材性試驗主要包括:鋼材、混凝土、高強螺栓和鋼筋的材性試驗。鋼材和鋼筋的材性試驗為單向拉伸試驗,拉伸試驗在拉力機上進行,試件的變形由引伸計測定。單向拉伸試驗結果見表2。鋼管內核心混凝土采用按比例配制的高性能自密實混凝土。自密實混凝土的平均立方體抗壓強度和彈性模量分別為44.34N/mm2和3.35×104N/mm2。樓板現澆混凝土的平均立方體抗壓強度和彈性模量分別為32.23N/mm2和3.21×104N/mm2。試驗中梁柱連接采用10.9級M20高強度螺栓。螺栓的屈服強度和抗拉強度分別為940N/mm2和1040N/mm2,伸長率15%,彈性模量為2.1×105N/mm2,泊松比為0.3。1.3鋼框架與梁端接口本試驗在同濟大學土木工程防災國家重點實驗室進行。試驗裝置示意圖見圖4,現場照片見圖5。大型鋼框架裝置與固定在反力墻上的500kN日本IST液壓伺服加載器連接;試件的柱端和梁端均與鋼框架用銷相連,模擬鉸接條件;鋼框架的底梁與混凝土地槽固接。所有試件安裝時,都要經過嚴格的對中校核。試驗程序采用美國ATC-24加載制度,取試件屈服荷載0.7Pmax(Pmax是用理論計算的試件極限荷載值)對應位移為屈服位移Δy,在試件屈服前按照位移來控制,采用0.25Δy、0.5Δy、0.7Δy進行加載,每級循環2圈;試件達到屈服后,采用1Δy、1.5Δy、2Δy、3Δy、5Δy、7Δy、8Δy…進行加載,前面3級(1Δy、1.5Δy、2Δy)循環3圈,其余的循環2圈。加載程序見圖6。1.4應變數據采集系統節點柱端的水平荷載-水平位移關系曲線由日本IST液壓伺服加載系統自動采集。試件的應變和位移等數據采用日本DH3817EppTo1394應變數據采集系統采集,在試驗過程中對節點核心區、端板、鋼梁、鋼柱和混凝土樓板的變形和應變變化進行了實時監測。本試驗主要量測了柱端水平荷載和水平位移、節點區柱子轉角和梁端轉角、節點側向位移、節點核心區附近鋼管、鋼梁、端板和樓板的應力分布。2試驗過程2.1方鋼管混凝土柱下初始壓碎當位移加載到6Δy(即120mm,其中Δy=20mm)時,混凝土翼板上表面出現第一批斜裂縫。當位移加載到8Δy時,混凝土翼板上表面的斜裂縫延伸至混凝土翼板的中央。當位移加載到10Δy時,混凝土翼板下表面與方鋼管混凝土柱接觸處出現斜裂縫,延伸至板端。當位移加載到12Δy時,混凝土翼板上表面裂縫最大寬度約為2mm,混凝土翼板上表面與柱接觸處部分混凝土被壓碎,端板與柱壁有明顯分離。當位移加載到14Δy時,混凝土翼板有少量混凝土剝落,端板脫離柱壁的最大距離5mm。當位移加載到16Δy時,混凝土翼板下表面混凝土嚴重壓碎。當加載到18Δy時,下排螺栓被向外拔出,并伴隨混凝土翼板的混凝土剝落。當加載到20Δy時,混凝土翼板上表面有大量裂縫貫穿,下表面混凝土大量剝落,部分露出鋼筋,螺栓處柱壁鼓曲,試件破壞,停止加載。2.2位移加載時混凝土翼板與柱壁分離當位移加載到10Δy(即200mm,其中Δy=20mm)時,混凝土翼板上表面與方鋼管混凝土柱接觸處出現第一批斜裂縫。當位移加載到12Δy時,端板與柱壁開始脫離,混凝土翼板上表面出現多條縱向裂縫。當位移加載到14Δy時,混凝土翼板上表面與柱壁開始分離,端板發生輕微鼓曲,混凝土翼板下表面混凝土開始剝落,混凝土翼板下表面開始與鋼梁上翼緣發生分離。當位移加載到16Δy時,端板發生明顯鼓曲,混凝土翼板下表面混凝土嚴重剝落,與柱接觸處上表面混凝土被壓碎,混凝土翼板上表面斜裂縫最大寬度為3mm。當位移加載到18Δy時,混凝土翼板上表面混凝土開始少量剝落,端板鼓曲嚴重。當位移加載到20Δy時,與柱壁接觸處混凝土翼板下表面混凝土完全壓碎,上表面裂縫多數貫穿。當位移加載到24Δy時,端板脫離柱壁的最大距離為15mm,混凝土翼板下表面與鋼梁縫隙達到12mm,露出栓釘,試件破壞嚴重,停止加載。2.3下表面與混凝土柱壁分離當位移加載到4Δy(即80mm,其中Δy=20mm)時,混凝土翼板上表面出現第一批水平裂縫。當位移加載到8Δy時,混凝土翼板下表面與圓鋼管混凝土柱接觸處出現斜裂縫。當位移加載到12Δy時,柱壁開始與端板發生分離;混凝土翼板上表面裂縫的最大寬度為3mm。當位移加載到16Δy時,混凝土翼板混凝土外表皮剝落。當位移加載到18Δy時,混凝土翼板上表面裂縫最大寬度達到5mm,與柱壁接觸處混凝土大量壓碎,甚至剝落。當位移加載到20Δy時,鋼梁下翼緣發生屈曲,端板下部變形嚴重,與柱壁明顯分離,試件破壞,停止加載。2.4混凝土翼板表面裂縫當位移加載到6Δy((即120mm,其中Δy=20mm))時,混凝土翼板上表面出現第一批裂縫。當位移加載到8Δy時,第一批裂縫延伸至板邊緣。當位移加載到10Δy時,混凝土翼板上表面出現縱向貫通裂縫。當位移加載到12Δy時,混凝土翼板上表面開始與柱壁分離,下表面出現裂縫。當位移加載到14Δy時,混凝土翼板上表面出現多條貫穿裂縫。當加載到16Δy時,混凝土翼板上表面裂縫的最大寬度達到2mm,下表面混凝土開始少量剝落。當加載到18Δy時,鋼梁下翼緣發生鼓曲變形,混凝土翼板下表面混凝土大量被壓碎、剝落。當位移加載到20Δy時,混凝土翼板與鋼梁上翼緣明顯分離,混凝土翼板下表面混凝土大量剝落,試件破壞,停止加載。試驗過程中端板與柱壁未發生明顯分離。3柱抗裂縫發展特點試件的破壞形態(見圖7~圖10)主要有:(1)鋼梁翼緣屈曲;(2)端板變形;(3)螺栓處柱壁鼓曲;(4)樓板混凝土開裂,甚至壓碎。對于相同柱截面類型,外伸端板連接節點對樓板裂縫的發展更有利,柱四周裂縫分布更加均勻,向四周延伸但沒有出現集中壓碎現象,然而平齊端板連接節點的柱四周裂縫發展較為集中,在樓板邊緣對稱出現兩條大斜裂縫。對于相同端板類型,方鋼管混凝土柱四周裂縫主要是以柱截面四角向外圍延伸,圓鋼管混凝土柱四周裂縫以柱為核心均勻向四周擴展。4試驗結果與分析4.1節點滯回分析試驗中IST液壓伺服系統記錄了節點柱端水平荷載(P)-水平位移(Δ)關系滯回曲線。各試件的P-Δ滯回曲線如圖11所示。由圖11可知:(1)每次加載過程中,曲線的斜率隨荷載的增大而減小,且減小的程度加快;對比同級同向加載曲線,后次曲線比前次的斜率逐漸減小;數次反復荷載后,加載曲線上出現反彎點,形成捏縮現象,而且捏縮程度逐漸增大。開始卸載時曲線陡峭,恢復變形很小;荷載減小后節點曲線下降很快;曲線的斜率隨著反復荷載加卸次數而減小,卸載時連接處留有殘余變形,殘余變形隨著反復加卸載次數不斷地累積增大。(2)隨著加載位移的增大,節點連接剛度逐漸發生退化。剛度退化主要與樓板混凝土開裂、柱翼緣屈服和螺栓滑移有關。(3)節點滯回曲線的飽滿程度與柱截面類型和端板類型有關。圓鋼管混凝土柱組合節點滯回面積比方鋼管混凝土柱組合節點大;外伸端板連接組合節點的滯回面積比平齊端板連接組合節點大。(4)在反復施加荷載下,上、下第一排螺栓都向外滑移一定得距離,其預緊力變小,端板上、下端均有不同程度的彎曲變形。各種因素影響及鋼材包辛格效應的影響,節點滯回曲線呈捏縮狀。(5)總體看,節點滯回性能飽滿,同級荷載作用下剛度退化不明顯,表明采用單邊螺栓端板連接的鋼管混凝土柱組合節點有良好抗震性能和延性。4.2正彎矩作用下節點極限荷載和彈性剛度根據圖11所示的水平荷載-水平位移滯回曲線,可以獲得節點的水平荷載-水平位移(P-Δ)關系骨架曲線,見圖12。由圖12可知:對于平齊端板連接組合節點,圓鋼管混凝土柱組合節點的極限荷載和彈性剛度比方鋼管混凝土柱組合節點在正彎矩作用下分別提高41.6%和16.0%,在負彎矩作用下分別提高8.3%和10.1%。對于外伸端板連接組合節點,圓鋼管混凝土柱組合節點的極限荷載和彈性剛度比方鋼管混凝土柱組合節點在正彎矩作用下分別提高9.55%和19.4%,在負彎矩作用下分別提高5.6%和15.0%。對于方鋼管混凝土柱組合節點,外伸端板連接組合節點的極限荷載和彈性剛度比平齊端板連接組合節點在正彎矩作用下分別提高39%和45.5%,在負彎矩作用下分別提高14.7%和13.4%。對于圓鋼管混凝土柱組合節點,外伸端板連接組合節點的極限荷載和彈性剛度比平齊端板連接組合節點在正彎矩作用下分別提高12.6%和15.8%,在負彎矩作用下分別提高10.1%和0.2%。所有試件荷載下降均不是很快,有一定的屈服平臺。4.3破壞位移p-骨架曲線試件的典型P-Δ骨架曲線見圖13。定義節點水平荷載(P)-水平位移(Δ)關系曲線的最高點對應的荷載和位移分別定義為極限荷載Pmax和極限位移Δmax。定義試件破壞荷載Pu=0.85Pmax,相應位移為破壞位移Δu。表3給出了各試件P-Δ骨架曲線的特征值。從表3中可以看出:(1)對于相同端板類型試件,圓鋼管混凝土柱組合節點與方鋼管混凝土柱組合節點規律相似,屈服荷載呈增大趨勢,屈服位移呈減小趨勢。圓鋼管混凝土柱組合節點的屈服荷載和極限荷載比方鋼管混凝土柱組合節點在正彎矩作用下分別提高23.2%和34.2%,在負彎矩作用下分別提高17.2%和29.7%;(2)對于相同柱截面類型試件,外伸端板連接組合節點和平齊端板連接組合節點相比,屈服荷載和極限荷載在正彎矩作用下分別提高26.3%和43.8%,在負彎矩作用下分別提高17.1%和28.7%。4.4加載位移的影響強度退化是指在位移幅值不變的條件下,結構構件承載力隨著反復加載次數的增加而降低的性能。為了反映節點承載力隨著循環次數增加的變化情況,圖14給出了所有試件的同級荷載強度退化系數λi隨加載位移(Δ/Δy)的變化情況。圖中PD和ND分別表示正向和負向加載。由圖14可知:總體上所有節點試件的同級荷載強度退化程度并不明顯,即在節點屈服直至混凝土翼板破壞前,同級荷載強度退化不是很明顯,只有當混凝土翼板已經明顯破壞和加載位移很大時,才出現較明顯的同級荷載強度降低。為了反映試件在整個加載過程中荷載的總體退化特征,本文又用總體荷載退化系數λj來表示。圖15給出了所有試件的總體荷載退化系數λj隨加載位移(Δ/Δy)的變化情況。由圖15可知:(1)在總體荷載強度退化峰值點過后,方鋼管混凝土柱組合節點的總體荷載退化系數λj隨加載位移Δ/Δy的增加正向略微減小、負向改變較為平緩;圓鋼管混凝土柱組合節點的總體荷載退化系數λj隨加載位移Δ/Δy的增加變化平緩;(2)平齊端板連接組合節點總體荷載退化系數λj比外伸端板連接組合節點下降明顯。4.5具有比組合裝置改進特性的具有很強的選擇能力剛度退化一般有三種定義:(1)定義1:剛度隨著循環周數和位移接近極限值而減少;(2)定義2:在保持相同的峰值荷載時,峰值荷載對應的位移隨循環次數增加而增加;(3)定義3:在位移幅值不變的條件下,結構或構件的剛度隨反復加載的次數增加而降低的特性。本文采用環線剛度Kj來評價剛度退化:式中:Pji為第j級加載位移(Δ/Δy=j)時,第i次加載循環的峰值點荷載;uji為第j級加載位移(Δ/Δy=j)時,第i次加載循環的峰值點位移;n為循環次數。圖16比較了所有試件的環線剛度Kj。由圖16可知:柱截面類型和端板類型對環線剛度曲線的變化趨勢影響較大;對于相同端板類型的節點,圓鋼管混凝土柱組合節點的環線剛度相對于方鋼管混凝土組合柱節點較大;對于相同柱截面的節點,外伸端板連接組合節點的環線剛度要比平齊端板連接組合節點大;所有組合節點的環線剛度退化總體上均較為平緩,表現出良好的剛度。4.6狀態間的能耗本文采用等效黏滯阻尼系數ξe來評價試件的耗散能力。以圖17為例,滯回環的等效黏滯阻尼系數ξe表達式如下:計算得出節點在極限狀態時的總耗能Wtotal、滯回曲線的等效黏滯阻尼系數ζe和能量耗散系數E,見表4。表4表明:(1)在極限狀態和破壞狀態,圓鋼管混凝土柱組合節點的總耗能Wtotal、等效黏滯阻尼系數ζe和能量耗散系數E大于方鋼管混凝土柱組合節點;(2)在極限狀態和破壞狀態,外伸端板連接組合節點的總耗能Wtotal、等效黏滯阻尼系數ζe和能量耗散系數E大于平齊端板連接組合節點。5剛性和伸長率5.1節點節點分類為了考察試驗節點是否屬于半剛性連接、部分強度節點,可以參考歐洲規范Eurcode3對節點分類方法的規定。按剛度和強度對無側移框架和有側移框架梁柱節點分類如下:(1)半剛性連接當K0≥8EIb/Lb(無側移框架),K0≥25EIb/Lb(有側移框架),剛接;當K0≤0.5EIb/Lb,鉸接;當0.5EIb/Lb<K0<8EIb/Lb(無側移框架),0.5EIb/Lb<K0<25EIb/Lb(有側移框架),半剛性連接。式中EIb、Lb分別為組合梁抗彎剛度和跨度。(2)組合節點類型當Mu≥Mbp,全強度;當Mu≤0.25Mbp,鉸接;當0.25Mbp<Mu<Mbp部分強度。式中Mbp為組合梁塑性彎矩。根據此節點分類方法,按無側移框架和有側移框架對組合節點進行了分類,見圖18。從圖18可知,所有試驗節點按剛度分類,為半剛性連接節點;按強度分,為部分強度節點。5.2節點彈塑性極限位移角延性是指結構或構件在破壞之前,當其承載力無顯著降低的條件下承受彈塑性變形的能力。位移延性系數μ和轉角延性系數μθ。節點屈服位移Δy、破壞位移Δu、位移延性系數μ和轉角延性系數μθ,見表5。現行《建筑抗震設計規范》(GB50011—2010)規定:對于多高層鋼結構彈性層間位移角限值[θe]=1/250=4mrad,彈塑性層間位移角限值[θp]=1/50≈20mrad。從表5中可知,本次試驗節點試件的位移延性系數μ=2.20~3.16,彈性極限位移角θ