空间组合节点双向加载抗震性能试验研究

空间组合节点双向加载抗震性能试验研究

0组合节点抗震性能由于其高度的承载性、柔软性和建筑性，钢-混凝土组合结构已被广泛使用。梁-柱节点对组合结构体系的抗震性能具有重要影响。近年来,国内外对各种类型的钢-混凝土组合节点开展了一系列试验研究,结果表明设计合理的组合节点具有良好的承载能力和变形性能,并在地震作用下具有良好的延性和耗能能力。目前,有关组合节点抗震性能的研究多限于平面加载的情况,即施加的荷载、节点的梁柱构件以及约束均位于同一竖向平面内。而在实际地震作用下,梁柱节点将承受两个方向的框架梁以及框架柱所传来的双向弯矩、剪力以及轴力作用,将可能在节点内引起更为复杂的受力状态和空间耦合作用。现有的空间节点试验,其研究对象包括钢筋混凝土空间节点、预应力混凝土空间节点、钢管混凝土柱-钢梁空间组合节点和钢柱-压型钢板混凝土组合梁空间组合节点等。这些试验研究表明,双向荷载的共同作用对于节点的受力性能尤其是受剪性能具有明显的不利影响,双向耦合作用导致节点的承载力及延性有所降低、节点域的剪切变形增大。本文以隔板贯通式方钢管混凝土柱-组合梁节点为研究对象,完成3个模型节点的低周反复加载拟静力试验,重点研究不同加载路径和加载方式下空间组合节点的受力机理、滞回关系和破坏特征,比较双向受力及不同的空间加载路径对组合节点抗震性能的影响,为该类节点的设计提供更详尽的依据。1试验总结1.1节点的节点连接本试验采用的梁柱连接节点试件取自于实际多层方钢管混凝土框架结构在侧向荷载作用下梁柱反弯点之间的单元。共设计了3个梁翼缘贯通式方钢管混凝土柱-组合梁中柱节点试件。其中,试件J201和J202为双向加载的空间节点,J203为单向平面加载的空间节点。各试件的尺寸、形式、材料以及构造等均相同,试验改变的参数为加载路径和加载模式。试件设计时,为使节点核心区产生较大的变形和更明显的破坏现象以获得更有价值的测试数据,特意使节点域并未过强,即使梁、柱的承载能力较为接近。方钢管混凝土柱全高2m,柱截面尺寸为250mm×250mm,钢管壁厚为10mm;正交两个方向的钢梁均为焊接工字形截面,规格为I305×180×8×10;梁柱节点处采用梁贯通式全熔透焊缝连接;混凝土楼板厚50mm,板平面尺寸为2900mm×2900mm,板内设双向钢筋网,钢筋直径8mm,间距100mm,配筋率约为1%。栓钉型号为φ10×35,按完全抗剪连接设计,分3列布置,间距80mm,直接熔焊在钢梁上翼缘上。节点试件的结构形式和主要构造参数如图1所示。试件使用的钢材均为Q345级钢,焊条采用E50型,混凝土板内钢筋为HPB235级。钢材的实测抗拉强度如表1所示。矩形钢管内浇筑混凝土的强度等级为C40,楼板混凝土强度等级为C30。实测的混凝土标准试块抗压强度平均值如表2所示。1.2试验加载系统节点试验可采用柱端加载或梁端加载两种方式。考虑到柱端加载在荷载控制和轴力施加上的困难,本试验采用了梁端加载方式,即柱端施加恒定轴力的同时,在空间节点的各个梁端施加往复荷载。试验加载装置包括自平衡刚架、柱顶端约束装置、柱底支座以及液压千斤顶等,如图2所示。其中,为有效模拟柱底端的约束条件,专门制作了可在各个方向自由转动的球铰。梁端加载采用液压伺服作动器系统,试验中每根梁左、右两端2个作动器输出的力或位移相同,方向相反,如图3所示。图中,5为轴压千斤顶,用于提供竖向轴力;南、北向液压伺服作动器1、2和东西向液压伺服作动器3、4分别构成两对异相拉压组合。试验及分析中均定义梁端向下加载或向下位移为正,向上加载或向上位移为负。试验加载过程按照JGJ101—1996《建筑抗震试验方法规程》的规定采用荷载-位移双控制加载制度。为考察加载模式和受力状态对空间节点受力性能的影响,节点J201和J202分别按照空间加载制度1和空间加载制度2进行加载,节点J203则按平面加载制度3进行加载。各加载制度定义如下:(1)初始内力的加载首先在柱顶端施加恒定轴力,然后在正交的两组梁的梁端分别施加双向反复荷载,如图4所示。施加轴压荷载时,放松梁端作动器对钢梁的约束,以防止在钢梁和混凝土板内产生初始内力。第1、2循环的荷载值为南北梁和东西梁分别单向加载至30kN;第3循环为双向同时加载;第4、5、6循环和第7、8、9循环与1、2、3循环相同,但荷载分别加至60kN和90kN;第10、11循环双向同时加载至屈服位移,屈服位移根据荷载-位移曲线出现明显转折确定;此后按位移控制进行双向加载,首次位移控制量为50mm,其后面每级位移增量为15mm,每级荷载双向同时各循环2次,直至结构承载力明显降低。(2)荷载循环及加载模式加载制度2的轴力施加方式与加载制度1相同。在施加梁端循环荷载时,加载制度2首先在一个方向内使节点屈服(每级荷载循环1次),然后在两个方向进行位移加载直至结构破坏,如图5所示。即第1、2、3、4循环分别在南北梁单向加载至30kN、60kN、90kN和120kN;第5、6循环将南北梁加载至屈服;其后按位移控制进行双向加载,首次位移控制量为50mm,其后位移增量为15mm,每级荷载双向同时各循环2次。(3)节点支护加载平面加载同样采用荷载-变形双控制加载制度。首先在柱端施加恒定轴力,然后在一竖向平面内的2个梁端施加往复荷载。荷载控制加载阶段的荷载增量为30kN;待节点屈服后改用位移控制加载,首次加载位移为50mm,位移增量取为15mm,每级荷载循环2次至结构承载力明显降低。以上各加载方式中,钢管混凝土柱轴压力均保持为2458kN,相当于轴压比n=0.5。节点核心区、钢梁、混凝土板和方钢管管壁关键位置均布置应变片以量测应变分布及其发展过程,并设置位移计、导杆引伸仪和倾角仪等测量节点变形,宏观测点布置如图6所示;节点内力通过梁端及柱顶的力传感器测得。2试验过程和现象2.1主要试验现象2.1.1钢板断裂和混凝土板抗裂性能在荷载控制加载阶段,最先在混凝土板表面出现45°斜向裂缝,加载至60kN荷载循环时最大裂缝宽度达到0.3mm;90kN荷载循环时,节点开始发出较明显响声;加载至90kN后改用位移控制,位移幅值增加至65mm时,北梁根部下翼缘钢板受拉开裂(图7a),东梁梁端产生扭转变形;位移幅值为80mm时,东梁根部下翼缘受拉开裂,西南区角部混凝土板与钢梁剥离,裂缝明显扩展,西北侧节点核芯区管壁焊缝开裂;加载至95mm位移循环时,混凝土板4个角部下表面混凝土凸出剥落(图7b),北梁根部下翼缘受压屈曲(图7c);最后加载至110mm位移循环时,混凝土板东北区角部发生大面积混凝土剥落,并伴有明显钢板断裂声,南梁根部钢板断裂,同时西北侧节点区的竖向焊缝撕裂,核心混凝土压溃并外露(图7d)。试件J201的最终破坏形态同时包括节点区下部柱壁钢管鼓曲(图7e)。2.1.2节点区和梁端产生明显断裂根据加载制度2,在荷载控制阶段先在南北向加载至屈服,位移控制阶段为双向同时加载,研究试件一方向受力屈服后对另一方向抗震性能的影响。在荷载控制阶段,首先在板内出现45°斜裂缝,加载至90kN荷载循环时最大裂缝宽度发展至0.3mm;加载至120kN后改用位移控制,双向加载至60mm位移循环时,节点开始发出较明显响声;位移增加至90mm时,混凝土板4个区角部的混凝土均压酥剥落(图8a),西梁梁端产生明显扭转;位移幅值为105mm时,南梁根部下翼缘受压屈服,节点区柱壁屈服,柱与梁下翼缘相交处焊缝开裂,并出现水平裂纹;加载至120mm位移循环时,板角部混凝土剥落,梁下翼缘严重屈曲(图8b),并伴有明显断裂声响,与梁下翼缘相交处钢管柱鼓曲并开裂(图8c),节点区竖向焊缝撕裂(图8d),柱明显弯曲,梁端混凝土板产生纵向裂缝(图8e)。试件J202的最终破坏形态如图8所示。2.1.3节点区裂缝的变化试件J203为平面加载节点。荷载达到30kN时,最先在板表面出现45°斜裂缝,随后裂缝以横向扩展为主,加载至90kN荷载循环时最大裂缝宽度发展至0.3mm;加载至120kN后改用位移控制,加载至80mm位移循环时,混凝土板上表面与柱相交处发生剥离(图9a);位移增加至95mm时,南梁根部下翼缘屈曲(图9b),节点区焊缝开裂(图9c);位移幅值为125mm时,柱壁发生鼓曲(图9d),板角部混凝土大面积剥落(图9e);加载至140mm位移循环时,节点区钢管焊缝撕裂,核心混凝土压溃外露。试件J203的最终破坏形态如图9所示。2.2节点弯曲试验试件均以节点剪切破坏模式为主,并伴有梁铰破坏及节点弯曲破坏。其中,节点剪切破坏的主要特征是节点域钢板或焊缝开裂或断裂,同时节点核心区混凝土压溃;梁铰破坏的主要特征是钢梁翼缘屈曲或混凝土翼板压溃,变形特征主要表现为梁的变形;节点弯曲破坏的主要特征是梁柱连接部位的板件或焊缝发生破坏,变形特征主要表现为节点域的非剪切变形。各试件的混凝土板裂缝最终形态如图10所示。对于空间组合节点,弹性阶段分别在两个方向施加荷载时,裂缝主要沿垂直于钢梁的方向扩展;当双向同时施加荷载时,由于主应力方向的改变,裂缝主要沿45°方向扩展;裂缝主要集中于钢梁轴线上方附近,越向板边则裂缝越稀疏;双向加载试件节点区附近的裂缝数量多于单向试件;对于平面加载的节点试件J203,最终的裂缝方向更多地垂直于加载平面内的钢梁。3试验结果及分析3.1节点梁端荷载-位移滞回曲线滞回曲线是结构或构件抗震性能的综合体现,对于结构或构件分析具有重要意义。本次试验分别应用位移计和力传感器测量梁端竖向位移和荷载,得到的节点梁端荷载-位移滞回曲线如图11所示。各试件的滞回曲线均比较饱满,呈明显的梭形,表现出良好的耗能能力和位移延性;相对而言,双向加载节点试件的承载能力、变形能力和延性有所降低。3.2节点钢结构加载各试件的梁端荷载-位移骨架曲线如图12所示。各骨架曲线均呈倒S形,表明节点在低周反复荷载作用下都经历了较为典型的弹性、塑性和极限破坏三个受力阶段。比较试件J201与J203的骨架曲线可知,双向荷载作用对弹性阶段的影响较小,但对于承载力等屈服后的性能影响较大。当负弯矩加载,即楼板混凝土受拉时,双向受力节点的梁端极限荷载比单向受力节点降低约20%,正弯矩加载时降低约10%。试件J202的梁端极限荷载和极限位移均介于平面加载节点试件J203与双向加载节点试件J201之间,表明加载制度2对结构的损伤介于加载制度1和加载制度3之间。根据各梁端荷载-位移骨架曲线确定的其屈服荷载Py、屈服位移Δy、极限荷载Pu、极限荷载对应位移Δu、破坏荷载Pd和破坏荷载对应位移Δd如表3所示。表3数据可以发现同时作用双向荷载对组合节点的梁端极限荷载有着较大的影响,单向先屈服后双向加载节点的梁端极限荷载介于平面节点与空间节点之间。使用空间加载制度1加载时,节点双向损伤互相影响,使得梁端极限荷载相对降低,而使用空间加载制度2时,这种相互削弱作用则介于平面加载与空间加载制度1双向同步加载之间。3.3荷载-骨架曲线延性系数可定义为破坏位移与屈服位移的比值,对判断结构的延性和耗能能力有重要参考价值。延性系数一般用荷载下降到85%极限荷载时的位移与屈服位移的比值表示,其中85%极限荷载所对应的位移按荷载-位移骨架曲线取得,屈服位移按文献的方法确定。试件各梁的位移延性系数如表4所示,节点的位移延性系数用4个方向的梁的位移延性系数平均值来表征。与单向加载相比,双向加载条件下节点的位移延性系数降低约10%,表明双向加载对结构延性有一定的不利影响。由于试件J202中东梁正向与西梁负向的位移延性系数超出平均值1倍以上,考虑到试验测量的误差及随机性,计算平均值时忽略了这两个数据的影响。根据表4的数据,试件J202的位移延性系数介于平面加载节点试件J203和双向同步空间加载节点试件J201之间。3.4节点加载刚度结构刚度常以同一级变形下的环线刚度,即同一位移幅值下多次循环的平均荷载与平均位移的比值表示。从同一位移幅值多次循环的梁端平均荷载与平均位移比值得到的环线刚度与位移幅值的关系曲线(图13)看,组合节点试件在整个加载过程中持续发生刚度退化,这与钢筋混凝土构件的刚度退化主要发生在开裂至屈服阶段有所不同,加载初始阶段,对应于混凝土板受压状态的反向加载刚度明显高于正向加载刚度。随着节点核心区及梁柱损伤的发展,节点的正向和反向加载刚度随着试验进程而逐渐接近,但由于反向加载(混凝土板受压)时组合梁的刚度高于正向加载(混凝土板受拉)刚度,节点的整体反向加载刚度仍略高于正向加载刚度。双向加载节点的刚度退化规律与单向加载节点相似,但前者刚度较后者有所降低。3.5承载力降低系数试件的承载力退化可以用承载力降低系数,即同一位移幅值下第2循环与第1循环最大荷载的比值表示。承载力降低系数与加载位移的关系曲线即承载力退化曲线如图14所示。由曲线可以看出,组合节点承载力较为稳定,在同一位移量的循环加载中,第2次的循环荷载值较第1次变化不明显,承载力降低系数约为0.8~1.2。与单向加载节点相比,双向加载节点的承载力退化曲线波动偏大。3.6节点域变形j荷载作用下节点试件的梁端位移Δ由梁自身变形引起的梁端位移Δb,由柱变形引起的梁端位移Δc,以及梁柱间节点域变形引起的梁端位移Δj组成,即Δ=Δb+Δc+Δj,如图15所示。节点变形的测量方法和测点布置如图6所示。梁端总位移Δ可由竖向位移计(1)直接测出;梁柱间相对转角通过导杆引伸仪(2)的长度变化求得,该转角乘以梁长度可得节点域变形引起的梁端位移Δj;柱变形和梁柱相对转角引起的梁端位移Δc+Δj可由倾角仪(3)测得的转角求得。节点域变形Δj又可分为节点剪切变形Δjs和非节点剪切变形Δjn两部分。对于本试验,非节点剪切变形Δjn主要包括节点区柱翼缘受拉压引起的梁柱相对转角变形和焊接破坏引起的梁柱相对转角变形等。通过节点域交叉布置的位移计(4)可以得到节点核心区的剪切应变γjs,乘以梁长即可得节点剪切变形引起的梁端位移Δjs;非节点剪切变形引起的梁端位移为Δjn=Δj-Δjs。加载