鋼管混凝土異形柱-工字鋼梁框架頂層邊節(jié)點抗震性能試驗研究

鋼管混凝土異形柱-工字鋼梁框架頂層邊節(jié)點抗震性能試驗研究

0節(jié)點模型試驗這種形狀的柱子避免了內(nèi)部的結(jié)構(gòu)和矩形柱，增加了房間的有效使用面積，改善了建筑的概念和用途，深受業(yè)主和房地產(chǎn)開發(fā)商的歡迎。近年來,在深入研究鋼筋混凝土異形柱基礎(chǔ)上,開發(fā)了鋼管混凝土異形柱結(jié)構(gòu)、型鋼混凝土異形柱結(jié)構(gòu)和鋼異形柱結(jié)構(gòu)。異形鋼管混凝土框架結(jié)構(gòu)是根據(jù)建筑使用功能和建筑設(shè)計布置,在滿足結(jié)構(gòu)剛度和承載力等要求前提下,由異形截面柱(一般為T、L、十字形柱)和鋼梁或鋼筋混凝土梁組成的一種新型框架結(jié)構(gòu)體系。梁柱節(jié)點處于壓、彎、剪的復(fù)合應(yīng)力狀態(tài),是框架結(jié)構(gòu)抗震的薄弱部位,節(jié)點破壞往往是導(dǎo)致整個框架失效的主要原因之一。研究鋼管混凝土異形柱框架節(jié)點的受力機理和抗震性能成為該類新型結(jié)構(gòu)體系推廣應(yīng)用的重點。國內(nèi)外對圓鋼管混凝土柱和矩形鋼管混凝土柱組合框架節(jié)點開展了較多的試驗研究和理論探索。文獻通過節(jié)點模型低周反復(fù)荷載試驗,研究了圓鋼管混凝土柱-環(huán)梁節(jié)點抗震性能;文獻[6-10]進行了矩形鋼管混凝土柱與鋼梁連接節(jié)點的擬靜力試驗研究;聶建國等對方鋼管混凝土柱與鋼-混凝土組合梁連接節(jié)點破壞特征和抗震性能進行了試驗研究;呂西林等對一種新型外置式方鋼管混凝土環(huán)梁節(jié)點進行了試驗研究。上述研究結(jié)果均表明采用圓鋼管混凝土柱或矩形鋼管混凝土柱的框架節(jié)點延性較好,塑性變形能力和耗能能力較強,具有良好的抗震性能。但上述研究均是針對于圓形截面和矩形截面鋼管混凝土柱節(jié)點,對于采用異形截面鋼管混凝土柱的框架節(jié)點尚未涉及。本文設(shè)計并制作了4個T形截面鋼管混凝土異形柱-工字鋼梁框架頂層邊節(jié)點試件模型,其中3個相同尺寸弱節(jié)點模型試件和1個強節(jié)點模型試件。通過低周反復(fù)荷載作用下的加載破壞試驗,對該類異形柱節(jié)點在地震作用下的受力機理、承載能力、破壞形態(tài)、耗能能力等進行研究,通過試驗所得的滯回曲線、承載能力、節(jié)點域剪切變形、延性系數(shù)等指標(biāo)對該類節(jié)點的抗震性能進行描述,以期為異形截面鋼管混凝土柱-工字鋼梁框架結(jié)構(gòu)的抗震設(shè)計及工程應(yīng)用提供理論依據(jù)。1試驗總結(jié)1.1節(jié)點鋼梁的設(shè)計選取平面框架頂層邊節(jié)點為研究對象,按照1∶2的縮尺比例,設(shè)計并制作4個T形截面鋼管混凝土異形柱-工字鋼梁節(jié)點試件。試件TE-1、TE-2和TE-3按照“強構(gòu)件,弱節(jié)點”原則進行設(shè)計,使節(jié)點先于梁柱破壞;試件TE-4按照“強柱弱梁”原則進行設(shè)計,使塑性鉸出現(xiàn)在梁端部。T形截面鋼管混凝土異形柱由矩形鋼管和U形鋼板相互焊接在一起組成T形截面空鋼管,然后在空鋼管內(nèi)澆筑C40商品混凝土形成,實測混凝土立方體抗壓強度fcu為38.1MPa。矩形鋼管和U形鋼板分別由同一批次Q235B鋼板彎折焊接和彎折而成。工字形鋼梁由三塊鋼板全熔透焊接而成,鋼梁上下翼緣通過連接板與上下外加強環(huán)對接。節(jié)點垂直肋板與鋼梁腹板通過夾板采用M20摩擦型高強螺栓連接。模型試件如圖1所示,其參數(shù)見表1,鋼材力學(xué)性能見表2。1.2水平位移加載制度采用柱端加載方案,柱頂軸壓力由反力梁通過液壓千斤頂施加,水平低周反復(fù)荷載由電液伺服作動器施加。試驗數(shù)據(jù)通過數(shù)據(jù)采集儀采集,試驗全過程由伺服控制器及電腦控制。試驗加載裝置見圖2。加載過程中,首先根據(jù)不同的軸壓比在柱頂施加恒定軸壓力,水平荷載采用位移控制加載,加載初期,每級位移循環(huán)峰值按側(cè)移率Δ/L=0.25%逐級遞增(其中Δ為柱頂端加載處的側(cè)向位移,L為柱有效高度),直至Δ/L=1%,加載初期每級位移加載循環(huán)一次。側(cè)移率超過1%后每級位移循環(huán)峰值按1%逐級遞增,每級加載循環(huán)三次直至柱頂水平荷載下降到極限水平荷載的85%以下或軸力無法穩(wěn)定時停止加載。水平位移加載制度見圖3。試驗測試主要內(nèi)容:每級水平循環(huán)加載中柱端水平荷載和水平位移、節(jié)點核心區(qū)剪切變形、梁柱塑性鉸區(qū)段轉(zhuǎn)角、荷載-位移滯回曲線。位移計和應(yīng)變片布置如圖4和圖5。2節(jié)點核心區(qū)破壞形態(tài)弱節(jié)點試件TE-1、TE-2、TE-3的破壞形態(tài)主要表現(xiàn)為節(jié)點核心區(qū)在剪壓復(fù)合應(yīng)力作用下的剪切破壞。強節(jié)點試件TE-4的破壞形態(tài)主要表現(xiàn)為鋼梁的局部屈曲破壞。試件TE-1的軸壓比為0.2。水平位移達到20mm時,節(jié)點核心區(qū)處鋼管混凝土柱3、5號板件(板件編號見圖1)首先出現(xiàn)微小鼓曲。水平位移達到28mm時,節(jié)點核心區(qū)5號板件與7號板件交接部位開始出現(xiàn)微小鼓曲,在隨后的循環(huán)加載中可觀察到鋼梁明顯彎曲,并與鋼管混凝土柱形成一定相對轉(zhuǎn)角,但卸載后相對轉(zhuǎn)角逐漸減小。水平位移達到50mm時,節(jié)點核心區(qū)北側(cè)5號板件與4號板件連接處由于應(yīng)力集中焊縫被拉裂,出現(xiàn)開口裂縫,裂縫長達20mm左右,隨即節(jié)點核心區(qū)2號板件也開始鼓曲,節(jié)點核心區(qū)東側(cè)的7號板件鼓曲更加明顯,之前的裂縫進一步延伸,直至貫穿整個截面,節(jié)點試件喪失承載能力而破壞。試件TE-1破壞形態(tài)如圖6a、6b所示。試件TE-2的軸壓比為0.3。水平位移達到25mm時,節(jié)點核心區(qū)處鋼管混凝土柱3號板件出現(xiàn)微小鼓曲。水平位移達到38mm時,節(jié)點核心區(qū)1、5、7號板件也開始鼓曲。隨著水平位移的繼續(xù)增大,鋼梁和鋼管混凝土柱相對轉(zhuǎn)角明顯增大,但鋼梁的彎曲變形在彈性范圍內(nèi)。水平位移達到64mm時,節(jié)點核心區(qū)1號板件與3號板件的連接焊縫被撕裂,出現(xiàn)細(xì)長裂縫,且裂縫不斷延伸擴展,使得節(jié)點核心區(qū)1、3號板件鼓曲加劇,內(nèi)部混凝土外露。節(jié)點破壞時核心區(qū)1號板件與4號板件的連接焊縫也出現(xiàn)細(xì)長裂縫。試件TE-2破壞形態(tài)如圖6c、6d所示。試件TE-3的軸壓比為0.4。水平位移達到25mm時,節(jié)點核心區(qū)鋼管混凝土柱3、7號板件出現(xiàn)微小鼓曲,但卸載后鼓曲均能恢復(fù)。水平位移達到38mm時,節(jié)點核心區(qū)3、7號板件的鼓曲更加明顯,且7號板件的鼓曲卸載后不可恢復(fù),并在該處形成塑性鉸,梁柱彎曲嚴(yán)重,出現(xiàn)較大相對轉(zhuǎn)角,最終導(dǎo)致柱節(jié)點核心區(qū)處柱壁焊縫因應(yīng)力集中而撕裂,內(nèi)部混凝土外露。試件破壞后發(fā)現(xiàn)節(jié)點核心區(qū)7號板件也出現(xiàn)鼓曲,但未開裂。試件TE-3破壞形態(tài)如圖6e所示。在其他參數(shù)相同的情況下,軸壓比較大的試件具有更高的極限荷載,但是達到極限荷載后剛度和承載力衰減更快,破壞過程更突然,且破壞時所能達到的極限位移更小。試件TE-4的軸壓比為0.3,梁柱剛度比小于試件TE-1、TE-2、TE-3。水平位移達到25mm時,螺栓拼接處的鋼梁上翼緣出現(xiàn)微小鼓曲,卸載后恢復(fù)成平面。水平位移達到40mm時,梁翼緣鼓曲更加明顯,開始進入塑性,并且在鼓曲部位的中間出現(xiàn)裂縫,裂縫隨著水平位移的增大進一步延伸向兩邊擴展。水平位移達到76mm時,之前的裂縫繼續(xù)擴大直至梁翼緣完全斷裂,承載能力下降,試件破壞。試件TE-4破壞形態(tài)如圖6f所示。3試驗結(jié)果的分析3.1滯回曲線特征實測各試件的柱頂水平荷載-位移滯回曲線如圖7所示,可以看出:(1)各試件具有一些共同的滯回特征:試件加載初期,試件處于彈性階段,試件總體變形很小,加載時滯回曲線斜率變化小,卸載后的殘余應(yīng)變也極小,正向和反向加卸載循環(huán)一周形成的滯回環(huán)不明顯。彈塑性階段,加載時滯回曲線斜率隨著水平加載位移的增加而減小,卸載后的殘余應(yīng)變不斷增大。在同一級位移控制加載階段的3次循環(huán)中,后次循環(huán)曲線的斜率和最大荷載均小于前一次循環(huán)曲線,且隨著循環(huán)次數(shù)的增加,剛度及承載力衰減顯著。水平加載位移進一步增大后,試件進入塑性發(fā)展階段,柱頂?shù)奈灰圃黾勇始哟?卸載曲線陡峭,變形恢復(fù)較小,位移滯后明顯。(2)梁柱剛度比對試件滯回曲線形狀的影響較大。弱節(jié)點試件TE-1、TE-2、TE-3的滯回曲線形狀呈較為飽滿的梭形,反映其塑性變形能力較強,具有較好的耗能能力。而強節(jié)點試件TE-4的滯回曲線更加飽滿,滯回環(huán)與位移軸所包圍的面積更大,且沒有明顯的捏縮現(xiàn)象,說明該類節(jié)點耗能能力更強,抗震性能良好。3.2節(jié)點核心區(qū)柱鋼管全截面進入塑性采用“能量等值法”確定試件的屈服點,相應(yīng)的坐標(biāo)即為屈服荷載Py和屈服位移Δy。試件的破壞荷載Pu定義為0.85Pmax,相應(yīng)的柱頂水平位移定義為破壞位移Δu。Pmax為柱頂極限荷載,相應(yīng)的柱頂位移為Δmax。各試件的骨架曲線見圖8,各特征點處相應(yīng)的水平荷載和位移值列于表3中,可以看出:(1)試件在恒定軸力和水平反復(fù)荷載作用下經(jīng)歷了屈服、極限和破壞三個階段,但在骨架曲線上并未出現(xiàn)明顯的屈服拐點,說明其屈服是一個從局部向整體逐漸擴散的過程。根據(jù)試驗測試結(jié)果分析,可將節(jié)點核心區(qū)柱鋼管全截面進入塑性作為弱節(jié)點試件屈服的標(biāo)志,鋼梁截面全截面進入塑性可作為強節(jié)點試件屈服的標(biāo)志。(2)通過與已有的試驗結(jié)果相比較,可以看出:與普通鋼筋混凝土框架節(jié)點相比,T形鋼管混凝土柱框架節(jié)點具有更好的延性和耗能能力,其骨架曲線有較長、較平緩的下降段。但是與圓鋼管、方鋼管混凝土柱框架節(jié)點相比,其變形能力相對較差,特別是破壞階段時骨架曲線下降段相對較陡。(3)試件TE-1、TE-2、TE-3是截面尺寸、混凝土強度、柱含鋼率、梁柱線剛度比均相同,而軸壓比分別為0.2、0.3、0.4的3個試件。由圖8可以看出,軸壓比大的試件TE-3具有更高的極限荷載,但其骨架曲線的下降段則相對較陡,且其曲線與坐標(biāo)軸所圍的面積相對較小,表明增大軸壓比能一定程度地提高節(jié)點的受剪承載力,但將降低其變形能力。其主要原因在于:一方面,較大的軸壓力使得T形鋼管混凝土柱的主壓應(yīng)力增大,降低了管內(nèi)混凝土的后期變形能力,較大的軸壓力還導(dǎo)致P-Δ效應(yīng)增大,二次彎矩和附加變形亦引起試件延性變差;另一方面,軸壓力能延遲混凝土內(nèi)部微細(xì)黏結(jié)裂縫的受拉開裂,增大混凝土的抗剪強度。(4)試件TE-2和試件TE-4是截面尺寸、混凝土強度、柱含鋼率、軸壓比均相同,而梁柱線剛度比不同的兩個試件,從圖8可以看出,在相同荷載水平下,梁柱線剛度比較小的試件TE-4發(fā)生的彈性變形相對較小,且其所能達到的極限荷載高于試件TE-2,骨架曲線下降段較為平緩。主要原因在于:弱節(jié)點試件的破壞形態(tài)為節(jié)點核心區(qū)在剪壓復(fù)合應(yīng)力作用下的剪切破壞,而強節(jié)點試件的破壞形態(tài)主要為鋼梁的局部屈曲破壞,節(jié)點核心區(qū)的承載能力能夠得到較為充分的發(fā)揮,且具有較好的延性。3.3節(jié)點內(nèi)部應(yīng)變分析以軸壓比為0.3的試件TE-2為例,分析節(jié)點梁端翼緣、外加強環(huán)以及節(jié)點核心區(qū)應(yīng)變,研究T形截面鋼管混凝土異形柱-鋼梁節(jié)點不同部位的應(yīng)變特點和受力機理。3.3.1應(yīng)變應(yīng)變分析節(jié)點梁端翼緣荷載-應(yīng)變曲線如圖9所示。達到極限荷載時,靠近外隔板測點27、28、29(測點編號見圖5)平均應(yīng)變均在1500×10-6以內(nèi),接近屈服應(yīng)變,卸載后殘余應(yīng)變較小。梁拼接處測點30、31、32平均應(yīng)變較大,最大達到6000×10-6,卸載后殘余應(yīng)變較大,說明鋼梁拼接處截面削弱,受力過程中該部位梁翼緣鋼材進入了塑性工作狀態(tài)。3.3.2外加強環(huán)板應(yīng)變點位置節(jié)點外加強環(huán)荷載-應(yīng)變曲線如圖10所示。在整個加載過程中,外加強環(huán)主要承受梁端彎矩。測點33、34(測點位置見圖5)數(shù)據(jù)表明,達到極限荷載時,外加強環(huán)板應(yīng)變均在1000×10-6以內(nèi),且殘余應(yīng)變較小。外加強環(huán)板變截面部位的應(yīng)變分布不均勻,靠近柱截面處的應(yīng)變較小,并且拉應(yīng)變明顯大于壓應(yīng)變,這一方面與截面變化形式有關(guān),另一方面是由于梁端傳來的拉應(yīng)力主要由環(huán)板承擔(dān),而梁端傳來的壓應(yīng)力是由環(huán)板和核心混凝土共同承擔(dān)。3.3.3鋼管壁對核心混凝土的約束作用節(jié)點核心區(qū)鋼管壁荷載-應(yīng)變曲線如圖11,選取節(jié)點核心區(qū)應(yīng)變花測點1、2、3計算其主拉應(yīng)變εt和主壓應(yīng)變εc。由圖11可知:加載初期,主應(yīng)變較小,鋼管壁對核心混凝土的約束效應(yīng)明顯,混凝土亦對鋼管壁起了支撐作用,有效限制了鋼管板件的屈曲變形。當(dāng)水平位移達到120kN時,測點主拉應(yīng)變首先達到屈服應(yīng)變,管壁表面可見鼓曲,但主應(yīng)變并不急劇增大。其后,試件滯回曲線進入下降段,當(dāng)水平位移下降至108kN時,主拉、壓應(yīng)變出現(xiàn)急劇增大,主拉應(yīng)變達到2000×10-6以上,管壁鼓曲明顯,鋼管壁對核心混凝土的約束明顯減弱,鋼管內(nèi)可見混凝土壓碎的聲響。3.4等效黏滯阻尼能力各試件的位移延性系數(shù)和耗能能力指標(biāo)如表4所示。其中延性系數(shù)μ為試件達到破壞荷載時的柱頂水平位移Δu與試件達到屈服荷載時的柱頂水平位移Δy之比。結(jié)構(gòu)的耗能能力采用等效黏滯阻尼系數(shù)he來衡量。由表4可以看出,試件TE-1、TE-2和試件TE-3隨著軸壓比的增大,位移延性系數(shù)μ呈降低趨勢。試件TE-4(梁端破壞形態(tài)試件)位移延性系數(shù)要高于試件TE-1、TE-2和TE-3(節(jié)點核心區(qū)破壞)的位移延性系數(shù)。各試件的等效黏滯阻尼系數(shù)he在0.48~0.52范圍內(nèi),而鋼筋混凝土節(jié)點的等效黏滯阻尼系數(shù)為0.1左右,型鋼混凝土節(jié)點的等效黏滯阻尼系數(shù)為0.3左右,說明該類節(jié)點的耗散能力強,耗能指標(biāo)滿足結(jié)構(gòu)抗震設(shè)計的要求。3.5試件剛度ki與加載位移的關(guān)系剛度退化采用試件不同加載位移下滯回曲線的割線剛度Ki來描述,割線剛度又稱為等效剛度。Ki按照同一級加載第一次循環(huán)的峰值荷載點進行計算,由于試件在彈性階段沒有明顯的剛度退化現(xiàn)象,故只取試件從彈塑性階段到破壞階段的剛度作為研究對象。試件剛度Ki隨加載位移的變化情況見圖12。隨著加載位移的增加,各節(jié)點剛度都出現(xiàn)了一定程度的退化,其中軸壓比為0.4的試件TE-3剛度下降較快,軸壓比為0.2的試件TE-1剛度退化較慢,說明隨著軸壓比的增大剛度退化嚴(yán)重。4節(jié)點區(qū)剪切破壞形態(tài)通過T形截面鋼管混凝土異形柱-工字鋼梁框架頂層邊節(jié)點的低周反復(fù)荷載作用下抗震性能試驗研究和理論分析,得出下列結(jié)論:(1)在低周