大尺寸钢梁-圆钢管混凝土柱穿心连接抗震性能试验研究

大尺寸钢梁-圆钢管混凝土柱穿心连接抗震性能试验研究

0钢梁-钢管混凝土柱节点节点试验研究圆管混凝土柱具有承受轴压结构高、施工方便等优点。它已被广泛应用于许多高层建筑中。《高层建筑混凝土结构技术规程》(JGJ3—2010)(简称规程)新增的附录F规定了圆钢管混凝土构件的设计方法,对于钢梁-圆钢管混凝土柱的连接仅规定了外加强环连接及内加强环连接两种方式。我国对钢梁-圆钢管混凝土柱连接节点的试验研究并不多,文献介绍了6个在梁端施加单调荷载、外加强环连接的钢梁-圆钢管混凝土柱节点试验,文献介绍了2个在梁端施加单向往复荷载、外加强环连接的钢梁-圆钢管混凝土柱节点试验。国外较早就开展了钢梁-圆钢管混凝土柱连接节点受力性能的试验。20世纪90年代,在美国国家自然科学基金的资助下,美国和日本开展了为期5年的钢-混凝土组合/混合结构合作研究,研究内容之一便是钢梁-圆钢管混凝土柱连接节点抗震性能。美日两国学者通过6个不同连接方式的T字形节点试件和7个钢梁穿心连接节点试件的试验及分析,提出了为实现强柱弱梁,钢管混凝土柱在轴力作用下的正截面受弯承载力应不小于钢梁受弯承载力1.5倍的设计要求,并建议在高烈度地震区采用穿心连接。目前,我国对钢梁-钢管混凝土柱穿心连接的抗震性能尚缺乏试验研究,规程也没有规定穿心连接节点的设计方法。针对此状况,本文进行了3个大尺寸钢梁-圆钢管混凝土柱穿心连接节点拟静力试验,研究穿心连接方法的可靠性及连接的抗震性能,为钢梁-圆钢管混凝土柱穿心连接的工程应用提供试验依据。1试验总结1.1钢梁-圆钢管混凝土柱穿心连接节点试件设置试件设计以北京财富中心二期写字楼为工程背景。项目为一座高层塔楼,地下4层,地面以上61层,檐口高度256.35m,抗震设防烈度为8度,设计基本地震加速度为0.2g,框架-核心筒结构。核心筒的平面为长方形,转角及边缘处均埋设实腹式钢柱,在楼面高度位置用钢梁连接,形成墙内钢框架;在B1～19(含12A)层、加强层26A,41A及其上下各一层的主要墙体内设置钢板,形成钢板混凝土剪力墙。外围框架采用钢梁-圆钢管混凝土柱,柱距6m,钢管混凝土柱的外直径为1200～1500mm,钢梁截面高1000mm,采用Q345级钢。塔楼东西方向刚度相对较弱,在3个机电层沿东西方向设置了钢结构伸臂桁架,在伸臂桁架与柱相交的位置布置了局部腰桁架。北京财富中心二期写字楼周边框架的钢梁与圆钢管混凝土柱采用两种连接方式:一种是穿心连接,即钢管壁开工字形洞,钢梁穿过钢管混凝土柱;另一种是外环板连接。为使塑性铰从钢梁根部外移,避免或推迟钢梁根部出现塑性铰,穿心连接的钢梁端部翼缘扩大,外环板连接的钢梁端部加盖板。钢梁-圆钢管混凝土柱穿心连接节点试件共3个,编号分别为JD1,JD2和JD3,3个试件均为旋转90°的T字形,即只在钢管混凝土柱的一侧有钢梁。由于试验的目的是研究钢梁与钢管混凝土柱连接方法的可靠性及连接的抗震性能,因此,试件均设计为强柱弱梁以实现钢梁与柱连接部位的破坏。试件之间的区别在于钢梁与钢管混凝土柱连接的端部翼缘的处理方式不同:JD1的梁端翼缘未做处理,称为标准型穿心连接节点;JD2的梁端翼缘采用圆弧切割削弱,成棒骨形,削弱部位中心距梁根部360mm,削弱部位长度为400mm,两侧切掉的最大宽度为50mm,称为翼缘削弱型穿心连接节点;JD3的梁端上、下翼缘各加宽120mm,称为翼缘扩大型穿心连接节点。图1所示为试件的连接构造及尺寸。钢梁穿过钢管混凝土柱,外露30mm;钢梁翼缘与钢管壁之间采用全熔透坡口焊缝连接,焊缝厚20mm;钢梁腹板与钢管壁采用角焊缝连接,焊脚高8mm。钢管直径及壁厚的缩尺比为1/3～1/2.4,钢梁截面高度及板厚的缩尺比为1/2。试件JD2,JD3的1-1剖面中除标注尺寸外,其余尺寸均同试件JD1的1-1剖面。试件的钢材采用Q235级钢,翼缘钢材实测屈服强度fy=269.5MPa、实测极限强度fu=448MPa,腹板钢材实测屈服强度fy=331MPa、实测极限强度fu=492MPa。钢材弹性模量按2.06×105MPa计,翼缘和腹板钢材的屈服应变分别为1308×10-6和1607×10-6。钢管内混凝土的实测立方体抗压强度为65MPa。1.2柱端不加轴力图2为试验装置及测点布置。柱水平放置,钢梁为悬臂梁。由于试件设计为梁端破坏,柱的轴力对梁端破坏的影响不大,因此,柱端不加轴力。柱两端长1000mm的范围内在钢管混凝土的外面浇筑了截面尺寸为650mm×650mm的钢筋混凝土,采用钢梁和丝杠压住柱两端的外包混凝土,将试件固定在试验台座上;柱的两端用千斤顶和钢梁顶住,防止试件水平滑移。用固定在反力墙上的液压千斤顶在钢梁悬臂端施加往复水平力。1.3量测和测量点布置试验量测的内容包括施加的水平力、水平位移和应变,采用力传感器量测水平力,采用位移计量测位移,采用应变片量测钢梁端部应变,用计算机数据采集系统采集量测的数值。在距梁根部2340,1880,1000mm的位置分别布置位移计D1～D3;在钢梁的上翼缘和下翼缘距梁根部50mm和150mm的位置各布置3个应变片S2-4～S2-6,S2-1～S2-3,S3-4～S3-6,S3-1～S3-3,测量翼缘的正应变;在梁的腹板距梁根部50mm的位置布置5个应变片S4-1～S4-5,量测腹板正应变。测点布置见图2。1.4水平位移和推力试验采用位移计D2的水平位移控制加载,位移角分别为1/600,1/300,1/200和1/150时,往复加载一次;位移角分别为1/100,1/75,1/60,1/50,1/40,1/30和1/25时,往复加载两次。定义位移角为D2的水平位移除以D2至梁根部的距离(1880mm)。试验时,先施加推力,梁上翼缘受压、下翼缘受拉,为正向加载;后施加拉力,梁上翼缘受拉、下翼缘受压,为反向加载。2试验结果与分析2.1梁上翼缘外侧坡口焊缝与钢管之间撕裂试件JD1在位移角为1/50的第一个加载循环时,梁上翼缘的外侧坡口焊缝与钢管之间出现裂缝;随着位移角增大,裂缝沿梁上翼缘边缘发展至翼缘中部。位移角为1/25的第一个循环反向加载时,下翼缘在距梁根部约100mm处局部屈曲,试件变形已较大,停止加载。试件JD2在位移角为1/60的第二个循环时,梁上翼缘的外侧坡口焊缝与钢管之间出现裂缝;随着位移角增大,裂缝沿着梁上翼缘发展,贯穿全宽。正向加载(施加推力)位移角为1/40时,钢梁平面外变形,不能继续正向加载,仅进行反向加载,反向加载的位移角分别为1/30和1/25,位移角为1/25的第一个循环反向加载时,下翼缘削弱处屈曲,钢梁平面外变形显著,停止加载。试件JD3在位移角为1/50的第一个加载循环时,梁上翼缘外侧坡口焊缝与钢管之间出现微小裂缝;随着位移角增大,裂缝沿梁上翼缘边缘发展至翼缘中部。位移角为1/30的第一个加载循环时,上、下翼缘在宽度变窄处均发生屈曲。位移角为1/30的第二个加载循环时,正向加载承载力略有下降。反向加载位移角为1/25时,上翼缘外侧坡口焊缝与钢管之间开裂,下翼缘屈曲严重,试件变形已较大,停止加载。试件的破坏形态可归纳为:梁根部翼缘坡口焊缝与钢管之间开裂(图3(a)),梁翼缘局部屈曲(图3(b))。3个试件的破坏形态汇总见表1。2.2斜拉索钢梁的弯矩-悬臂端转角各试件的梁固端弯矩-悬臂端转角关系滞回曲线如图4所示,各试件的梁固端弯矩-悬臂端转角骨架曲线如图5所示。两图中,M为钢梁与钢管混凝土柱连接端即钢梁根部的弯矩,M=Fh,F为施加的水平力,h为水平千斤顶的中心线与钢梁根部之间的距离,即2110mm;θ为钢梁悬臂端的转角,θ=δ/h1,δ为位移计D2量测的钢梁的水平位移,h1为D2与钢梁根部之间的距离,即1880mm。图4和图5表明:1)各试件的梁固端弯矩-悬臂端转角骨架曲线形状基本相同,可分为弹性上升段和塑性强化段,进入强化段后,试件承载力仍继续增大;2)试件破坏前,JD1和JD2的承载力尚未下降,反映在弯矩-转角骨架曲线上,没有下降段,JD3位移角为1/30的第二个加载循环正向加载时,承载力略有下降;3)各试件的滞回曲线饱满,呈梭形,卸载线与初始加载线平行,但有明显的包辛格效应;4)由于JD1和JD3的梁端受弯承载力大于JD2,正向加载JD1和JD3的最大位移角大于JD2,因此,以滞回环的面积度量耗能能力,JD1和JD3的耗能能力大于JD2。2.3名义屈服弯矩和极限弯矩以实测距梁根部50mm处的应变达到钢梁翼缘钢材屈服应变对应的弯矩为实测的名义屈服弯矩Myt,以试件达到的最大弯矩作为实测的极限弯矩Mut,分别以弹性极限弯矩计算值及全塑性弯矩计算值作为试件的名义屈服弯矩计算值Mya及极限弯矩计算值Mua。表2列出了各试件的名义屈服弯矩和极限弯矩的试验值及计算值。结果表明:1)反向加载名义屈服弯矩试验值与名义屈服弯矩计算值较为接近,正向加载名义屈服弯矩试验值小于名义屈服弯矩计算值,后者主要与量测精度有关;2)极限弯矩实测值大于计算值;3)与标准型穿心连接节点试件JD1的实测极限弯矩相比,翼缘削弱型穿心连接节点试件JD2的实测极限弯矩下降约22%,翼缘扩大型穿心连接节点试件JD3的实测极限弯矩与试件JD1的基本相当。2.4名义屈服位移角表3列出了实测的试件梁端名义屈服位移δy、极限位移δu、名义屈服位移角θy以及极限位移角θu,θy=δy/h1,θu=δu/h1。名义屈服位移为钢梁根部达到名义屈服弯矩时位移计D2量测的水平位移,极限位移为位移计D2量测的最大水平位移。表3表明:1)标准型穿心连接节点试件JD1的名义屈服位移角为三者中最小,翼缘削弱型穿心连接节点试件JD2的正、反向平均名义屈服位移角相比试件JD1增大约13%,翼缘扩大型穿心连接节点试件JD3相比JD1增大约20%;2)以达到的最大极限位移角计,3个试件的极限位移角为0.04左右,试件的变形能力大且接近。2.5钢梁翼缘应变片的统计图6为各试件加载至位移角为1/300、名义屈服位移角及位移角为1/50时,距梁根部50mm处梁截面翼缘和腹板的正应变分布。图6中的横坐标以钢梁腹板中心为原点,上翼缘方向为正向;钢梁翼缘和腹板钢材的屈服应变分别为1308×10-6和1607×10-6;翼缘应变为3个应变片的平均值;因个别腹板应变片损坏,未得到该位置的应变。结果表明:在弹性阶段和名义屈服时,截面应变分布基本符合平截面假定;位移角为1/50时,翼缘已完全屈服,腹板大部分仍然处于弹性状态。3穿心节点的界定(1)钢梁-圆钢管混凝土柱穿心连接的破坏形态为钢梁根部翼缘坡口焊缝与钢管之间开裂,翼缘局部屈曲。(