董宏英 張力嘉 曹萬林 喬崎云 劉恒超

(北京工業(yè)大學(xué)建筑工程學(xué)院, 北京 100124)

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密柱-鋼板深梁結(jié)構(gòu)抗震性能試驗(yàn)研究

董宏英 張力嘉 曹萬林 喬崎云 劉恒超

(北京工業(yè)大學(xué)建筑工程學(xué)院, 北京 100124)

提出了一種內(nèi)藏密柱-鋼板深梁混凝土組合剪力墻,密柱-鋼板深梁為其核心鋼構(gòu)．為研發(fā)高性能密柱-鋼板深梁結(jié)構(gòu),對(duì)4個(gè)具有不同設(shè)計(jì)參數(shù)的試件進(jìn)行了低周反復(fù)荷載試驗(yàn)．試件的密柱分為方鋼管混凝土、圓鋼管混凝土、工字鋼3種截面,鋼板深梁分為Q235，Q345兩種鋼材,試件剪跨比為1.5．基于試驗(yàn),分析了各試件的承載力、剛度及退化過程、延性、滯回特性、耗能、損傷與破壞過程,提出了密柱-鋼板深梁結(jié)構(gòu)承載力計(jì)算模型,計(jì)算結(jié)果與實(shí)測(cè)結(jié)果符合較好．研究結(jié)果表明:“強(qiáng)密柱、弱鋼板深梁”型結(jié)構(gòu)可實(shí)現(xiàn)延性屈服機(jī)制;密柱截面用鋼量相同時(shí),采用圓鋼管混凝土密柱的結(jié)構(gòu)性能最好;與采用Q345鋼板深梁的結(jié)構(gòu)相比,采用Q235鋼板深梁的結(jié)構(gòu)雖承載力略小但延性更好;密柱-鋼板深梁結(jié)構(gòu)具有良好的抗震性能和延性屈服機(jī)制．

密柱-鋼板深梁;低周反復(fù)荷載試驗(yàn);抗震性能;承載力計(jì)算

地震區(qū)復(fù)雜高層建筑抗震設(shè)計(jì)對(duì)高性能的鋼-混凝土組合剪力墻提出了較高的要求．為提高剪力墻的抗震性能,國(guó)內(nèi)外學(xué)者進(jìn)行了較多的研究．聶建國(guó)等[1-2]對(duì)低剪跨比雙鋼板-混凝土組合剪力墻、方鋼管混凝土暗柱內(nèi)嵌鋼板-高強(qiáng)混凝土組合剪力墻的抗震性能進(jìn)行了一系列試驗(yàn)研究．呂西林等[3]對(duì)16個(gè)內(nèi)置鋼板鋼筋混凝土剪力墻進(jìn)行了抗震性能的研究,并且擬合出內(nèi)置鋼板鋼筋混凝土剪力墻的受剪承載力計(jì)算公式．崔龍飛等[4-5]研究了內(nèi)置鋼板與內(nèi)置鋼桁架混凝土組合剪力墻抗震性能對(duì)比以及不同鋼-混凝土組合剪力墻抗震性能．蔣歡軍等[6]對(duì)新型的抗震耗能剪力墻地震耗能計(jì)算進(jìn)行了推導(dǎo)并進(jìn)一步優(yōu)化分析,得出了耗能效果與剛度強(qiáng)度的關(guān)系．Kharmale等[7]提出了一種剛性梁柱節(jié)點(diǎn)剪力墻的塑性設(shè)計(jì)方法,通過設(shè)定一種特殊延性和優(yōu)選的屈服機(jī)制,對(duì)重力二階效應(yīng)進(jìn)行了必要的補(bǔ)充改進(jìn)．在本課題組研究鋼管混凝土邊框內(nèi)藏鋼板剪力墻抗震性能與損傷加固的基礎(chǔ)上[8],本文提出了一種內(nèi)藏密柱-鋼板深梁混凝土組合剪力墻,該組合剪力墻的核心鋼構(gòu)為密柱-鋼板深梁結(jié)構(gòu)．研究該組合剪力墻抗震性能的首要問題是揭示密柱-鋼板深梁結(jié)構(gòu)的抗震機(jī)理．針對(duì)4個(gè)具有不同密柱截面形式和不同鋼板深梁材料強(qiáng)度試件進(jìn)行低周反復(fù)荷載試驗(yàn),研究其抗震性能．密柱選用方鋼管混凝土、圓鋼管混凝土、工字鋼3種不同截面,鋼板深梁選用了Q235和Q345兩種不同材料．分析了不同參數(shù)對(duì)試件承載力、剛度及退化過程、延性、滯回特性、耗能、損傷與破壞過程的影響．基于試驗(yàn),提出了力學(xué)計(jì)算模型．

1 試驗(yàn)

1.1 試件設(shè)計(jì)

設(shè)計(jì)了4個(gè)1/5縮尺密柱-鋼板深梁結(jié)構(gòu)試件,柱距在1～3 m之間的柱稱為密柱,跨高比小于2的簡(jiǎn)支梁或跨高比小于2.5的多跨連續(xù)梁稱為深梁;試件剪跨比均為1.5．試件F-1和試件F-3均為方鋼管混凝土密柱-鋼板深梁結(jié)構(gòu),前者鋼板深梁為Q235鋼材,后者鋼板深梁為Q345鋼材;試件F-2邊柱為圓鋼管混凝土密柱-鋼板深梁結(jié)構(gòu),中柱為方鋼管混凝土柱,鋼板深梁為Q235鋼材;試件F-4為工字型鋼密柱-鋼板深梁結(jié)構(gòu),鋼板深梁為Q235鋼材．試件均設(shè)置3道鋼板深梁．試件模型幾何尺寸見圖1．

方鋼管混凝土柱采用□140 mm×140 mm×4 mm方鋼管,圓鋼管混凝土柱采用○160 mm×5 mm圓鋼管,均采用Q345無縫鋼管制作;工字鋼柱由Q345鋼板焊接而成．試件密柱用鋼量相同,鋼板深梁高160 mm、厚4 mm,插入鋼管柱腔體內(nèi)并與之焊接,或直接與工字鋼柱焊接．

4個(gè)試件采用同批C45細(xì)石混凝土澆筑,實(shí)測(cè)彈性模量為32.8 GPa,立方體抗壓強(qiáng)度為45.3 MPa．實(shí)測(cè)鋼材力學(xué)性能見表1．

表1 鋼材力學(xué)性能

1.2 試驗(yàn)方案與測(cè)點(diǎn)布置

本試驗(yàn)在北京工業(yè)大學(xué)工程結(jié)構(gòu)試驗(yàn)中心完成．試件加載裝置見圖2(a),加載現(xiàn)場(chǎng)照片見圖2(b)．本試驗(yàn)采用低周反復(fù)荷載的加載方式,首先在加載梁頂部施加一豎向荷載1 000 kN保持不變,水平荷載由水平拉壓千斤頂施加,加載點(diǎn)位于加載梁中點(diǎn),距試件基礎(chǔ)頂面的距離為1 110 mm．4個(gè)試件全部采用荷載和位移聯(lián)合控制的方式進(jìn)行加載,即在試件屈服之前采用荷載控制加載,屈服之后采用位移控制加載．距離基礎(chǔ)頂面1 110 mm處布置電子位移計(jì),基礎(chǔ)側(cè)面布置電子百分表,鋼管混凝土邊柱距基礎(chǔ)頂面210 mm處布置電子百分表,分別接IMP應(yīng)變數(shù)據(jù)采集系統(tǒng)采集試驗(yàn)數(shù)據(jù)．豎向和水平荷載傳感器接IMP數(shù)采系統(tǒng)監(jiān)測(cè)豎向荷載和記錄水平荷載值．

應(yīng)變片布置在鋼管柱上下兩端的4個(gè)角部、鋼板深梁四角及中部．應(yīng)變片通過IMP數(shù)采系統(tǒng)采集．試驗(yàn)損傷和破壞現(xiàn)象通過人工觀測(cè)．

2 試驗(yàn)結(jié)果及分析

2.1 破壞特征

試件破壞形態(tài)見圖3,實(shí)測(cè)各試件破壞及損傷過程如下．

1) 試件F-1．當(dāng)荷載加至負(fù)向240 kN(即極限荷載的83.5%)時(shí),受壓側(cè)的鋼管混凝土柱下端出現(xiàn)鼓包,高度約2 mm;加載至298.79 kN(即位移角為1/50)時(shí),鋼板深梁全部屈曲,達(dá)到極限荷載,荷載隨后開始下降;隨著位移的逐漸增大,承載力逐漸下降,鋼板深梁與柱的連接處開始撕裂,整體的斜向鼓起變?yōu)槠叫兴倪呅?試件最終破壞形態(tài)見圖3(a)．

(a) 試件F-1

(b) 試件F-2

(c) 試件F-3

(d) 試件F-4

(a) 加載裝置(單位：mm)

(b) 加載現(xiàn)場(chǎng)

(a) 試件F-1

(b) 試件F-2

(c) 試件F-3

(d) 試件F-4

2) 試件F-2．加載至正向280 kN時(shí),受拉柱底部與基礎(chǔ)頂面處出現(xiàn)縫隙;加載至312 kN(即極限荷載的86.7%)時(shí),中柱受壓角部出現(xiàn)鼓起約2 mm,下部受壓側(cè)鋼板發(fā)生平面外屈曲;加載至極限荷載360 kN時(shí),鋼板深梁全部出現(xiàn)平面外屈曲,中柱受壓角部出現(xiàn)4 mm鼓包;加載結(jié)束時(shí)位移為56 mm,位移角達(dá)到1/20,下部爆皮現(xiàn)象嚴(yán)重,鋼板深梁平面外屈曲達(dá)到40 mm,與柱的連接部位撕裂30 mm．最終破壞形態(tài)見圖3(b)．

3) 試件F-3．當(dāng)加載至正向261 kN(即極限荷載的85.2%)時(shí),受壓柱下側(cè)角部出現(xiàn)鼓包;加載至極限荷載305 kN時(shí),受壓邊柱外側(cè)角部鼓起5 mm,鋼板深梁均出現(xiàn)平面外屈曲,變形高度最大達(dá)到4 mm;當(dāng)荷載下降至178 kN時(shí),受壓柱開裂達(dá)到20 mm,混凝土壓碎外露,鋼板深梁屈曲嚴(yán)重,角部撕裂最大達(dá)70 mm．試件最終破壞狀態(tài)見圖3(c)．

4) 試件F-4．當(dāng)加載至正向191 kN時(shí),鋼板深梁均出現(xiàn)屈曲,最大可達(dá)4 mm;加載至極限荷載234 kN時(shí),邊柱柱角彎曲變形屈曲達(dá)到4 mm;隨著位移與荷載的不斷增加,工字鋼柱和鋼板變形逐漸加大,至破壞時(shí)邊柱受壓部分爆皮嚴(yán)重,翼緣屈曲達(dá)到12 mm,鋼板深梁屈曲嚴(yán)重．試件最終破壞狀態(tài)見圖3(d)．由圖可知,4個(gè)試件均出現(xiàn)鋼板嚴(yán)重屈曲現(xiàn)象,若內(nèi)藏在混凝土中,會(huì)抑制屈曲效果．

2.2 承載力、位移和剛度退化

實(shí)測(cè)所得試件正負(fù)兩向屈服荷載均值Fy和正負(fù)兩向極限荷載均值Fu見表2．各試件加載點(diǎn)高度處水平位移實(shí)測(cè)值及延性系數(shù)實(shí)測(cè)值見表3．由表可知,與試件F-1相比,試件F-2的屈服荷載均值提高了18.7%,極限荷載均值提高了18.9%,水平最大位移和延性系數(shù)略有提高;與試件F-3相比,試件F-2的屈服荷載和極限荷載實(shí)測(cè)值均有較大提高．這表明邊框柱截面形式的不同對(duì)結(jié)構(gòu)承載力影響較大,圓形邊框柱對(duì)承載力提高較為明顯．與試件F-3相比,試件F-1的承載力略有降低,延性系數(shù)略有提高,表明鋼板深梁材料強(qiáng)度的不同對(duì)結(jié)構(gòu)的承載力和延性有一定影響．

表2 屈服荷載和極限荷載均值

表3 水平位移及延性系數(shù)實(shí)測(cè)值

注:Uy為試件達(dá)到明顯屈服時(shí)正負(fù)兩向水平位移均值;Ud為荷載下降至極限荷載85%時(shí)對(duì)應(yīng)的位移(對(duì)于試件F-4,則為試驗(yàn)結(jié)束時(shí)的位移);θp為彈塑性位移角;μ=Ud/Uy為延性系數(shù)．

試件的剛度實(shí)測(cè)值及其衰減系數(shù)見表4．實(shí)測(cè)所得各試件的剛度K-位移角θ關(guān)系曲線見圖4．

由表4和圖4可知:① 各試件的剛度退化逐漸變慢,并隨變形的加大逐漸趨于直線．② 與試件F-1相比,試件F-2的初始彈性剛度和屈服剛度分別增大了12.7%和6.1%,而試件F-4則分別下降了15.7%和8.2%,說明不同的邊框密柱形式對(duì)試件剛度有較大影響,圓鋼管混凝土柱-鋼板深梁結(jié)構(gòu)的剛度較大;試件F-3與試件F-1相比,初始彈性剛度和屈服剛度提高較小,表明不同的鋼板深梁材料對(duì)結(jié)構(gòu)剛度影響較?。?試件F-2的剛度退化系數(shù)比試件F-1減小了6%,表明圓形邊框密柱的剛度退化速度更快．

表4 剛度實(shí)測(cè)值及其衰減系數(shù)

注:Ko為試件初始彈性剛度均值;Ky為試件屈服時(shí)割線剛度;βyo=Ky/Ko為從初始彈性到明顯屈服時(shí)的剛度衰減系數(shù)．

圖4 K-θ關(guān)系曲線

2.3 耗能和滯回特性

實(shí)測(cè)所得各試件水平荷載F-水平位移U關(guān)系曲線見圖5,其骨架曲線見圖6．試件F-4由于試驗(yàn)設(shè)備原因,加載至水平位移30 mm處停止．由圖可知:① 與試件F-4相比,試件F-1、試件F-2和試件F-3的滯回環(huán)更飽滿,承載力更高,鋼管混凝土密柱-鋼板深梁結(jié)構(gòu)耗能能力更強(qiáng)．② 試件F-1與試件F-3的滯回曲線基本相同,說明鋼板深梁鋼材強(qiáng)度的不同對(duì)耗能能力有一定影響．

(a) 試件F-1

(b) 試件F-2

(c) 試件F-3

(d) 試件F-4

圖6 骨架曲線

各試件的耗能實(shí)測(cè)值見表5．根據(jù)滯回曲線,利用積分求得試件破壞時(shí)的累積面積之和,以此作為實(shí)際耗能．

表5 耗能實(shí)測(cè)值

注:he為等效黏滯阻尼系數(shù);E0.02為1/50位移角(位移為22 mm)時(shí)的耗能值.

由表可知,試件F-2與試件F-1相比,1/50位移角時(shí)耗能值E0.02提高了10.2%,破壞時(shí)彈塑性耗能值EP提高了36.2%,表明圓鋼管試件耗能性能優(yōu)于方鋼管試件;試件F-4與試件F-1相比,1/50位移角時(shí)耗能值下降了25.3%,表明工字鋼試件的耗能能力低于鋼管混凝土試件．由此可知,圓鋼管混凝土密柱-鋼板深梁結(jié)構(gòu)的抗震性能優(yōu)于方鋼管邊框柱結(jié)構(gòu)和工字鋼邊框柱結(jié)構(gòu)．

根據(jù)《結(jié)構(gòu)抗震試驗(yàn)》[9]規(guī)定,可以用he來評(píng)定結(jié)構(gòu)耗能能力,計(jì)算簡(jiǎn)圖見圖7,計(jì)算式為

(1)

式中,SCBA+CDA為滯回環(huán)面積,表示試件在一個(gè)循環(huán)過程消耗的能量;SEOB+FOD為滯回環(huán)卸載點(diǎn)到橫坐標(biāo)軸之間三角形的面積．

圖7 he計(jì)算示意圖

由表5可知, 4個(gè)試件的等效黏滯阻尼系數(shù)均達(dá)到0.3以上,耗能能力較好．

3 承載力計(jì)算

3.1 承載力模型

根據(jù)試驗(yàn),建立了鋼管混凝土密柱-鋼板深梁結(jié)構(gòu)承載力計(jì)算簡(jiǎn)化模型(見圖8)．圖中,Fh為加載時(shí)水平推力;N為加載時(shí)軸力;NLc,NMc,NRc分別為左柱、中柱、右柱分配的軸力;FLc,FMc,FRc分別為左柱、中柱、右柱承擔(dān)的水平推力;MLc,MMc,MRc分別為左柱、中柱、右柱承擔(dān)的極限彎矩;Vi為第i道鋼板深梁的剪力;H為密柱-鋼板深梁結(jié)構(gòu)柱的高度;b為密柱-鋼板深梁結(jié)構(gòu)柱的寬度;L為鋼板深梁的寬度;h為鋼板深梁的高度．

模型的基本假定如下:① 密柱-鋼板深梁結(jié)構(gòu)柱底部為固定端,上部為無轉(zhuǎn)角的水平滑動(dòng)支座;② 密柱-鋼板深梁結(jié)構(gòu)各柱的豎向荷載分配按柱頂?shù)拿娣e比分配;③ 密柱-鋼板深梁結(jié)構(gòu)柱截面變形符合混凝土結(jié)構(gòu)中的平截面假定,忽略鋼管柱內(nèi)受拉區(qū)混凝土的抗拉作用;④ 鋼板深梁的反彎點(diǎn)位于跨中界面,受彎剪達(dá)到屈服;⑤ 密柱-鋼板深梁結(jié)構(gòu)柱的上下柱端鋼板均受壓彎屈服.

(a) 整體模型圖

(b) 左柱

(c) 中柱

(d) 右柱

3.2 承載力計(jì)算

由2.2節(jié)和2.3節(jié)可知,鋼管混凝土密柱-鋼板深梁結(jié)構(gòu)達(dá)到極限承載力時(shí),柱的上下端截面均達(dá)到極限彎矩,形成塑性鉸．根據(jù)結(jié)構(gòu)力學(xué)和承載力模型的平衡條件,可分別得到密柱-鋼板深梁結(jié)構(gòu)柱各自分配的水平荷載．

對(duì)左柱底形心取矩可得

(2)

對(duì)中柱底形心取矩可得

(3)

對(duì)右柱底形心取矩可得

(4)

鋼板深梁剪力為

V=γfvht

(5)

式中,γ為鋼板深梁抗剪強(qiáng)度修正系數(shù),一般取0.7～0.8,本文建議取0.75;fv為鋼板深梁的抗剪強(qiáng)度設(shè)計(jì)值;t為鋼管的管壁厚度．

鋼管混凝土密柱-鋼板深梁結(jié)構(gòu)整體水平承載力為

Fh=FLc+FMc+FRc

(6)

鋼管混凝土密柱-鋼板深梁結(jié)構(gòu)的密柱截面類型包括方鋼管混凝土柱、圓鋼管混凝土柱形和工字型鋼柱．極限彎矩計(jì)算中,鋼材應(yīng)力-應(yīng)變關(guān)系采用理想彈塑性模型,混凝土應(yīng)力-應(yīng)變關(guān)系采用規(guī)范[10]建議的模型．

3.3 計(jì)算值與實(shí)測(cè)值的比較

根據(jù)3.1節(jié)和3.2節(jié)中的承載力計(jì)算模型和公式,得到各鋼管混凝土密柱-鋼板深梁試件的承載力,與實(shí)測(cè)值的比較見表6．由表可知,計(jì)算值與實(shí)測(cè)值基本符合,表明承載力簡(jiǎn)化模型適用于此類構(gòu)件的計(jì)算分析．

表6 鋼管混凝土試件承載力計(jì)算值與實(shí)測(cè)值比較

4 結(jié)論

1) 提出的密柱-鋼板深梁結(jié)構(gòu)具有良好的抗震性能．鋼板深梁與密柱設(shè)計(jì)參數(shù)應(yīng)合理匹配,以實(shí)現(xiàn)“強(qiáng)密柱、弱鋼板深梁”的延性屈服機(jī)制．

2) 密柱截面類型對(duì)密柱-鋼板深梁結(jié)構(gòu)抗震性能有明顯影響．截面用鋼量相同時(shí),圓鋼管混凝土密柱性能優(yōu)于方鋼管混凝土密柱和工字鋼密柱．

3) 鋼板深梁材料對(duì)密柱-鋼板深梁結(jié)構(gòu)抗震性能有一定影響．與Q345鋼板深梁試件相比,Q235鋼板深梁試件的承載力略小、延性更好．

4) 密柱-鋼板深梁結(jié)構(gòu)作為型鋼混凝土剪力墻的核心鋼構(gòu),具有良好的抗震性能．

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Experimental study on seismic behavior of structure with dense columns-deep steel plate beams

Dong Hongying Zhang Lijia Cao Wanlin Qiao Qiyun Liu Hengchao

(College of Architecture and Civil Engineering, Beijing University of Technology, Beijing 100124)

The composite concrete shear wall embedded with dense columns-deep steel plate beams as the core structure was proposed. In order to investigate a high-performance structure with dense columns-deep steel plate beams, low cyclic loading experiments were carried out on four specimens with different design parameters. Three section styles, including concrete filled square steel tube column, concrete filled circular steel tube column, and I-section steel column, were adopted for dense columns. The steel strengths of deep beams included two grades, Q235 and Q345. The shear span ratios of all the specimens were 1.5. Based on the experiments, the load-bearing capacities, stiffness and deterioration processes, ductilities, hysteretic behaviors, energy dissipations, damage and failure processes of specimens were analyzed. The load-bearing capacity calculation model was established, and the calculation results were in good agreement with the test results. The investigation results show that the structure with “strong columns and weak deep steel plate beams” can achieve the ductile yield mechanism. Among three types of dense columns with the same steel consumption, the structure with circular steel tube columns has the best seismic performance. Compared with the structure of Q345, the structure with steel deep beams of Q235 has better ductility in spite of lower load-bearing capacity. The structure with dense columns-deep steel plate beams has good seismic performance and shows good ductile yield mechanism.

dense columns-deep steel plate beams;low-cycle loading experiment;seismic behavior;load-bearing capacity calculation

10.3969/j.issn.1001-0505.2015.03.024

2014-12-24. 作者簡(jiǎn)介: 董宏英(1966—)，女，博士，副教授， donghy@bjut.edu.cn.

北京市自然科學(xué)基金資助項(xiàng)目(8122004)、“十二五”國(guó)家科技支撐計(jì)劃資助項(xiàng)目(2012BAJ13B02).

董宏英,張力嘉,曹萬林,等.密柱-鋼板深梁結(jié)構(gòu)抗震性能試驗(yàn)研究[J].東南大學(xué)學(xué)報(bào):自然科學(xué)版,2015,45(3):550-556.

10.3969/j.issn.1001-0505.2015.03.024

TU398

A

1001-0505(2015)03-0550-07