外肋板式钢板混凝土组合剪力墙与钢梁节点抗震性能试验研究*

2023-12-27刘义航赵根田相景森

建筑结构 2023年24期

刘义航, 万馨, 赵根田, 陈明, 相景森

(内蒙古科技大学土木工程学院，包头 014010)

0 引言

组合钢板剪力墙结构[1-5]是一种优秀的抗侧力结构,主要适用于地震常发地带的高层和超高层建筑,初始刚度大、承载能力高、具有良好的塑性变形能力并且其耗能能力优良。另外,此类剪力墙通过钢连梁将剪力墙进行连接,和其他材料相比,钢连梁[6]的延性性能优异,并且具有良好的耗能能力,同时钢连梁还具有自重轻、利于施工等优点。国内外很多学者都对双钢板混凝土组合剪力墙结构进行过很多的研究,在剪力墙体系中,墙梁节点是关键一环,而且需要满足强节点弱构件的原则,因此,对于节点的研究至关重要。此前学者对于节点的研究相对较少,且很大比例的研究集中于混凝土剪力墙节点[7-9],其中,刘拼[10]对钢连梁与混凝土剪力墙节点的研究指出,连梁剪跨比对于节点的耗能影响甚微,而剪力墙的轴压比大于0.3后,节点的性能会逐渐下降。陈志华等[11-12]对钢管束混凝土组合剪力墙-钢连梁翼缘加强节点滞回性能进行了一系列的试验研究与理论分析。试验结果表明:肋板型和端板型两种节点都能够充分满足结构抗震性能的要求,其中,钢连梁翼缘没有与墙体进行焊接的肋板型节点的承载力有一定程度的下降,但延性却得到了提升;端板型节点是通过端板将梁与墙体进行焊接,其承载力、延性、刚度都有一定提升,而耗能能力有一定下降。

本文提出一种新型的节点形式,即外肋板式钢板混凝土组合剪力墙与钢梁节点,此种节点是通过外肋板将钢板混凝土剪力墙与钢连梁直接进行连接而成,连接方式更为简单。通过对此种节点在低周往复荷载作用下的抗震性能进行分析总结,并且研究各个参数对其抗震性能的影响,以此来完善组合剪力墙中墙梁节点的研究和相应规程规范[13-15],使墙梁节点可以得到推广应用。

1 试验概况

1.1 试件设计

本次试验中共有四个足尺的外肋板式钢板混凝土组合剪力墙与钢梁节点试件,图1为该试件的关键尺寸,剪力墙为外包钢板,内部填充混凝土并设置加劲肋,混凝土强度等级为C30,其中外伸梁段与组合剪力墙采用焊接的形式进行连接,外伸梁和剪力墙之间在焊接的同时,还通过外肋板来将梁翼缘和墙体进行焊接,外伸梁翼缘与钢连梁翼缘也是焊接来进行连接,而外伸梁腹板与钢连梁腹板则是通过螺栓进行连接,螺栓选择的是10.9级M16摩擦型高强螺栓。其中墙体中的加劲肋和外伸梁段翼缘采用Q345钢材,其余均采用Q235B钢材。试验中采用的钢梁尺寸为244×175×7×11,外伸梁段尺寸为244×200×8×12,具体尺寸见图2。

图1 试件尺寸

图2 构件详细尺寸

四个试件编号分别为SD-1000、SD-2000、SD-2000WT、SD-2000ST。其中试件SD-2000ST选择在剪力墙内侧焊接了6个栓钉,采用栓钉的尺寸为d18×80,材质为ML15,试件的具体参数变化见表1。

表1 试件参数

对试验构件中各厚度的钢板取样,并对试样进行了材性试验,其中所有试样均取自同一批钢材并同时进行加工,表2为各试样材性试验的试验结果。试件在进行混凝土浇筑的同时,选择预留出了3个边长为100mm的混凝土立方体试块,并将3个试块与整个试件放置在相同条件下进行养护,在试验正式开始之前分别对3个试块进行了抗压强度试验,并对其进行了尺寸修正,3个试块抗压强度修正后分别为33.07、32.51、32.45MPa,平均值为32.68MPa。

表2 钢材材性试验

1.2 试验加载装置

加载装置见图3。剪力墙水平放置,用地脚螺栓和限位梁将其固定,荷载通过作动器施加于钢连梁两端。图4为试验现场照片。

图3 加载装置示意图

图4 试验现场图片

1.3 加载制度

本次试验中选择使用的加载方式为位移控制加载,采用分级荷载加载,在试件屈服之前,每级荷载循环一次,在试件屈服后每级荷载增加0.25Δy,Δy为屈服位移,并且每级荷载循环三次,直到试件发生严重破坏不能继续施加荷载或者水平荷载下降至峰值荷载的85%之下时,停止加载。图5为试验的加载制度图。

图5 加载制度

1.4 测点布置

量测试件节点区域的应变目的是为了能够在试验进行过程中及时发现是否形成塑性铰,并找到塑性铰的位置、观察关键部位的应力应变及其变化过程,并且在试验结束后可以通过分析其应变变化规律研究构件及结构的受力机理并找出结构的传力途径。图6为试件的测点布置图。

图6 测点布置图

图7为位移计和百分表的布置图,剪力墙底部安放的百分表2是用于监测在试验整个加载过程中墙体是否会产生滑移,由于在加载端的加载装置与钢连梁可能达不到完全贴合,所以在距离加载端200mm处设置两个位移计,这是为防止作动器和钢梁连接处存在缝隙而导致试件在加载过程中产生的位移与实际不符,而通过位移计3和位移计4就可以计算出加载端的准确位移。因为钢连梁可能会发生扭转,故在钢连梁上下翼缘同一高度处分别布置百分表5和百分表6,以得到钢梁的转角,百分表7布置在距钢梁上翼缘80mm处的剪力墙外包钢板处以监测钢板是否会发生变形。

图7 位移计和百分表布置图

2 试验结果

2.1 试验过程及破坏

试件SD-2000WT主要破坏为外肋板断裂,而试件SD-1000、SD-2000、SD-2000ST均发生了焊缝破坏。表3为各试件的屈服荷载与屈服位移。

试验中,有应变片的一面是北面,将钢连梁在受拉过程中的受拉翼缘记为上翼缘。试件SD-1000在加载至1.5Δy第二次拉时,节点处的钢连梁上翼缘处有轻微的鼓起,可以观察到其表面的油漆也开始鼓起并掉落。加载至2.0Δy第一次推时,北面外伸梁段下翼缘与外肋板连接处的焊缝出现裂痕;第二次推时焊缝完全裂开,见图8(a);2.5Δy第三次拉时,外伸梁段与钢连梁下翼缘的对接焊缝出现裂痕;3.0Δy第一次推时,两翼缘对接焊缝基本贯通,见图8(b)。

试件SD-2000在加载至1.75Δy第二次拉时,钢连梁翼缘上油漆开始鼓起。加载至2.5Δy第一次拉时,外伸梁段与钢连梁上翼缘连接处的焊缝出现裂痕,见图9(a);第二次推时,外伸梁段与钢梁下翼缘的对接焊缝被拉开;第二次拉时,外伸梁段与钢梁上翼缘的对接焊缝贯通,见图9(b),试件破坏,停止加载。

图9 试件SD-2000试验现象

试件SD-2000WT在加载至 1.75Δy时,南面与外伸梁段上翼缘进行连接的外肋板可以清楚看到有轻微的弯曲。2.0Δy第二次推时,钢连梁下翼缘上的油漆有一些鼓起。2.5Δy第一次拉时,可以发现各个外肋板在靠近剪力墙的位置上都出现了“颈缩”现象。2.75Δy第一次推时,南面与外伸梁段上翼缘相连接的外肋板首先出现了轻微的裂痕;第二次拉时,外肋板发生断裂,见图10,停止加载。

图10 试件SD-2000WT试验现象

试件SD-2000ST在加载至1.5Δy第一次推时,钢梁上翼缘首先屈曲。1.75Δy第二次拉时外伸梁与钢梁上翼缘连接处的对接焊缝拉裂,见图11(a);第三次推时,上翼缘连接处的对接焊缝完全断裂,下翼缘对接焊缝出现约10cm的裂口。2.5Δy第一次推时,钢梁下翼缘对接焊缝完全拉断,见图11(b),停止试验。

图11 试件SD-2000ST试验现象

2.2 滞回曲线及骨架曲线

各个试件的滞回曲线见图12,图中横坐标为转角,纵坐标为弯矩,以钢梁上翼缘受拉为正。从图中可以看出,试件SD-2000WT的滞回曲线是最为饱满的,其滞回环包围的面积也最大。其中,试件SD-1000由于外伸梁段下翼缘与外肋板连接处的焊缝发生了破坏,导致节点负向承载力骤然下降,而滞回曲线也出现了一定的捏缩现象。试件SD-2000和SD-2000ST外伸梁段与钢梁翼缘连接处的对接焊缝都发生了破坏,这导致了两者承载力骤降,由于对接焊缝的破坏使得试件SD-200ST中栓钉的作用没有充分发挥出来。从各个试件的破坏现象可以发现,试件SD-2000WT的破坏最为合理,其余试件都存在焊缝过早破坏的现象,这也导致了节点的抗震性能不能完全发挥。

图12 各试件的滞回曲线

图13为试验四个试件的骨架曲线对比图,可以发现,各试件均经历了弹性阶段、弹塑性阶段及破坏阶段,在荷载达到峰值后,试件的承载力开始下降。试件SD-1000的抗弯承载力低于另外三个试件,这说明钢梁的跨高比对试件的承载能力有较大影响,跨高比低的试件,抗弯承载力也低。而试件SD-2000、SD-2000WT和SD-2000ST三个试件的初始刚度大体一致,说明外肋板宽厚比的变化和在墙侧是否设置栓钉都不会导致该节点初始刚度的变化,外肋板宽厚比低的试件SD-2000WT的极限承载力会有一定程度下降,而在剪力墙内侧设置了栓钉的试件SD-2000WT的极限承载力最高。

图13 试验骨架曲线

表4为各试件在各个阶段的弯矩及转角。My为屈服弯矩,Mmax为最大弯矩,Mu为极限弯矩,θy为屈服转角位移,θmax为最大转角位移,θu为屈服转角位移,Pmax为最大拉压力。试件SD-1000负向承载力的突然下降是由于外肋板与外伸梁段下翼缘连接处的焊缝发生破坏导致的,但是节点正向承载力依然随着位移的增大而提升,这是因为外肋板可以继续传递荷载,说明外肋板会提升节点的承载力。试件SD-2000ST正向承载力的突然下降是由于外伸梁段和钢梁上翼缘连接处的焊缝突然断裂,发生脆性破坏导致的。

表4 各试件在各阶段的弯矩及转角

2.3 延性及耗能

延性是用来衡量一个结构抗震性能好坏的重要指标,本文采取转角延性系数μ,即极限转角位移与屈服转角位移之比来研究试件的延性性能。[θe]为钢结构弹性层间位移角的限值,[θp]为弹塑性层间位移角的限值。

从表5中可以发现,随着跨高比的提高,试件SD-2000的转角延性系数有了一定的提升,这是因为连梁变得细长后更有利于形成塑性铰,可以更好发挥其变形性能;外肋板宽厚比小的试件SD-2000WT的转角延性系数最大;而在剪力墙内侧设置栓钉的试件SD-2000WT的转角延性系数最小。

表5 转角延性系数μ和层间位移角

衡量结构抗震性能好坏的另一个指标就是耗能能力的大小,通常采用能量耗散系数E和等效黏滞阻尼系数he(图14)来评价结构的耗能能力,E和he越大则代表结构具有越好的耗能能力。其计算公式如下:

图14 等效黏滞阻尼系数的计算

(1)

(2)

由图15可以发现,随着加载位移的不断增加,各试件的耗能能力也在稳定上升。试件SD-1000、SD-2000、SD-2000WT、SD-2000ST最大等效黏滞阻尼系数he分别为0.208、0.248、0.275和0.173,而混凝土节点的he值一般约为0.1,可以看出外肋板式钢板混凝土组合剪力墙与钢梁节点具有不错的能量耗散能力。在屈服荷载到峰值荷载之间,钢梁跨度大的试件的等效黏滞阻尼系数小于钢梁跨度小的试件,而外肋板宽厚比对试件的等效黏滞阻尼系数影响不大,而在墙侧设置栓钉后,试件SD-2000ST等效黏滞阻尼系数高于试件SD-2000,但是试件SD-2000ST由于焊缝破坏导致试件在2Δy时,等效黏滞阻尼系数开始下降。

图15 等效黏滞阻尼系数对比

2.4 刚度退化

各试件的刚度退化曲线见图16,在试件达到屈服荷载之后其刚度随着转角的不断增加而逐渐下降,刚度不断退化。钢连梁跨高比减小后,节点的转动刚度有着明显的下降,而外肋板宽厚比减小以及在墙侧设置栓钉使得节点的转动刚度略有提升,退化速率略有下降。

图16 各试件的刚度K退化曲线

2.5 应力-应变分析

由于试件SD-2000WT没有过早出现焊缝破坏的现象,所以本文对试件SD-2000WT进行了应力-应变分析。

由图17可以看出,梁翼缘外侧应变高于梁翼缘中线处应变,而且在梁翼缘外侧的应变中20号应变片处的应变最大,在梁翼缘中线的应变中24号应变片处应变最大。这说明外伸梁与连梁的对拉焊缝处的应力较大,此处应该保证其焊缝质量。23号应变片处和24号应变片处应变的下降表明在节点处应力分布发生变化,外肋板开始进行荷载的传递。

图17 钢梁翼缘上应力-应变分布

由图18可以发现,在试验的整个加载过程中,钢梁腹板上的应变未超过屈服应变,即使试件发生破坏时的最大应变也在弹性范围内。从图18(a)中看出26号和29号应变片的数值变化不大而35号应变片的数值出现大幅下降,这说明传递到外伸梁段腹板上的应力较小,主要通过梁翼缘及外肋板进行传递。从图18(b)中可以看出,钢梁腹板中部应变较小,而29号和31号应变片数值的绝对值基本相同,说明钢梁腹板受拉受压沿腹板中线对称。

图18 钢梁腹板上应力-应变分布

由图19可以看出,外肋板上39号应变片和44号应变片处的应变最大,而这两处应变片位于墙梁节点核心区域,同时试验中外肋板拉断位置也是处于此区域。通过图17～19的对比可以发现,在节点处梁腹板应变较小,而梁翼缘应变最大处为钢连梁和外伸梁连接处,在节点核心区域外肋板上的应变最大,这表明在节点核心区域应力的传递主要通过外肋板完成,同时也有一小部分应力通过梁翼缘传递。总体来说,应力主要通过外伸梁段翼缘扩散到外肋板再传递到剪力墙上。