广州西塔巨型斜交网格平面相贯节点试验研究
方小丹1,韩小雷2,韦 宏1,季 静2,黄 超2,唐嘉敏1
( 1.华南理工大学建筑设计研究院,广东广州510640;
2.华南理工大学亚热带建筑科学国家重点实验室,广东广州510640)
摘要:广州西塔主塔楼高432m,结构形式采用钢管混凝土巨型斜交网格外筒和钢筋混凝土内筒构成的筒中筒结构。斜交网格外筒由不同角度的钢管混凝土柱斜向相贯而成,为了实现节点承载力大于构件承载力的强节点设计原则,提出了两种节点构造形式:加强板+衬板节点和法兰板节点。为了验证两种节点构造的合理性,了解节点实际受力的工作性状、破坏机理和承载能力,进行了8个比例为1∶5·5的节点模型试验,设计并制作了能承受20000kN的自平衡钢结构加载架,采用两个10000kN千斤顶对相贯节点的柱端施加轴向力。结果表明两种构造形式的节点均表现出了约束混凝土的特点,均可满足西塔主塔楼结构设计承载力的要求,具有较高的安全性。相对法兰板节点,加强板+衬板节点对核心混凝土约束作用较大,力学性能较好。
关键词:超高层建筑;钢管混凝土;斜交网格;平面相贯节点;静力试验;受力性能
中图分类号:TU973·17 TU317·1 文献标志码:A
0 引言
广州“超高双子塔”项目位于广州新城市中轴线上,包括东塔、西塔两部分,项目建成后将与观光塔一起成为体现广州现代化大都市形象的标志性建筑。其中西塔已率先启动建设,总投资约60亿元,建设用地面积31085m2,主塔楼高432m,建成后将成为广州市超高层建筑物之一。建筑立面外观采用巨型斜交网格的形式(图1a),考虑到柱子所受轴力很大,为了控制其截面面积,主体结构形式采用钢管混凝土巨型斜交网格外筒和钢筋混凝土内筒构成的筒中筒结构。斜交网格外筒由不同角度的钢管混凝土柱斜向相贯而成。近年来对钢管混凝土的研究较多[1-8],但对这类钢管混凝土斜交网格结构的研究很少[9-10]。特别是斜柱相贯节点处的横截面面积仅相当于1根钢管混凝土柱的截面积,节点构造成为整个设计中极为重要的一环,因此需要进一步研究。
为了实现节点承载力大于构件承载力的强节点设计原则,提出了两种节点构造形式:加强板+衬板节点和法兰板节点。由于节点形式新颖,构造、受力都较为特殊,为了验证上述两种节点构造的合理性,了解节点实际受力的工作性状、破坏机理和承载能力,对这两种钢管混凝土柱斜向相贯节点进行了试验研究和分析。
1 试验概况
1·1 试验目的
(1)观察节点试件的破坏形态
(2)检验节点试件的承载能力;
(3)量测钢管节点区受荷过程中的应变和试件轴向变形,并对其进行分析。
1·2 试件设计
钢管混凝土巨型斜交网格外筒节点层有两类典型节点:边节点和角节点(图1b)。4根相交斜杆不在一个平面,杆件转角各层不同。为便于比较试验结果,按设计方提供的结构20层斜柱尺寸及受力进行试件设计。有关斜交网格相贯节点的前期研究很少,受力性能不明确且影响因素较多。为研究其受力性能,先不考虑对性能影响相对较小的平面外角度(1°和3°),仅按斜柱平面内夹角分为20°和35°两种情况进行研究。为了避免尺寸效应的影响,试件缩尺比例为1∶5·5,各部分构件均按几何相似关系缩小,试件的具体构造见图2。由于主要研究对象为相贯节点,因此将非节点区杆件钢管壁厚加大到与节点区钢管壁厚一致。试件编号见表1(注:将加强板+衬板试件称为A型节点,法兰板试件称为B型节点),试件尺寸及材料选取见表2。
1·3 试件制作
混凝土强度等级为C60,钢管柱、法兰板、椭圆拉板采用20#钢,E43焊条。钢管柱的整体试件制作在工厂内完成,质量要求达到一级焊缝质量标准。通过材性试验测得20#钢弹性模量为206GPa,屈服强度为272MPa。C60混凝土采用商品混凝土。浇筑同时用混凝土振动棒振捣,使混凝土密实,保证混凝土施工质量。混凝土的强度由同条件养护的边长为150mm立方体试块确定,28d立方体抗压强度平均值为59·5MPa。
1·4 试验方法
1·4·1 加载装置
根据西塔原型构造形式以及1∶5·5的几何相似缩尺比要求,相贯节点需要在20°或35°方向上分别施加最大值为10000kN的压力,特设计了如图3所示的20000kN钢结构自平衡加载装置,加载架及试件平放于地面进行试验。采用两套加载系统,每套加载系统包括一台10000kN千斤顶及其配套液压泵系统和一个10000kN压力传感器。两套系统分别加载,可以模拟两个杆件受不同大小压力的情况。
1·4·2 测点布置及测量
为了获取节点区受荷的各种数据,在试件中布置了一定数量的应变片和位移计,分布于试件节点区(图4)。同时考虑到支座变形的影响,在支座安置了位移计,位移计量程为30mm。
1·4·3 加载制度
加载制度包括对称加载和非对称加载两种加载方法。对称加载为P1、P2,每级加载500kN,加载至6000kN后,每级加载250kN,直至试件破坏。荷载较大时,侧向力使斜交网格的一肢钢管轴力较大,另一肢轴力很小甚至接近无轴力状态。因此将非对称加载分为两种:一种按P1每级500kN、P2每级600kN加载至试件破坏(试件A-2);另一种保持P2为0,P1每级500kN加载至6000kN后保持P1不变,P2每级500kN亦加载至6000kN。当P1、P2都达到6000kN后按每级250kN对称加载至试件破坏(试件A-4、B-2、B-4)。
1·4·4 终止加载条件
(1)试件承载力下降至峰值荷载的85%;
(2)最大变形达90mm;
(3)试件有明显的破坏,如钢管表面鼓起或平面外位移过大。
2 试验过程及现象描述
2·1 对称加载试件
由于试件数量较多,取一个典型的试件A-3进行描述,试验持续时间约为3h。
(1)整个加载过程中,试件钢管轴向受压、环向受拉,核心混凝土三向受压。
(2)荷载加至5000kN时,试件1-1~6-6截面的轴向应变为0·0010~0·0017,环向应变为0·0003~0·0008,混凝土应变为0·0010,此前试件的轴向应变、环向应变以及位移都呈线性增大。
(3)在(2)基础上再加一级荷载时即5500kN时,试件各截面的轴向应变值突然增大至0·0019 ~0·0026,环向应变值突然增大至0·0015左右。这是由于钢管进入屈服阶段,其轴向变形量突然增大。
此时钢管混凝土内部产生内力重分布,混凝土承受的荷载增大,轴向压缩变形导致其环向膨胀,钢管对混凝土的环箍作用也随之增大。
(4)之后的加载过程中,钢管的轴向和环向应变以及混凝土的应变都呈现非线性的增长趋势。当加载至7700kN时,由于构件出现较大的侧向变形,已经接近位移计的量程,拆除位移计。
(5)此后试件轴向变形较大,进入塑性阶段。与支座相连的两钢管均出现较大的平面内弯曲现象,靠近支座处及加载端处的4根钢管表面均逐渐出现45°滑移线,应变达到0·0030,表明钢管环向已进入屈服状态(图5)。
(6)继续加载时,荷载迅速下降,加载端钢管明显鼓起(图6)。停止加载,试验结束。
2·2 非对称试件
取一典型的非对称加载试件B-2进行描述如下:
(1)整个加载过程中,试件钢管轴向受压、环向受拉,核心混凝土三向受压。
(2)荷载加至P1=4000kN时,试件1-1~6-6截面中P1对应钢管的轴向应变为0·0010~0·0030,环向应变为0·0004~0·0012,混凝土应变为0·0012,此前轴向应变、环向应变以及位移都呈线性增大。
(3)荷载加至P1=4500kN时,P1对应钢管的轴向应变突然增大至0·0019~0·0022,环向应变突然增大至0·0016左右,钢管轴向屈服。
(4)荷载从P1=4500kN加至P1=6000kN的过程中,P1对应钢管的轴向和环向应变呈现非线性的增长趋势。P2对应钢管的轴向和环向应变均在0·0005以内。
(5)保持P1= 6000kN不变,P2从0增加到6000kN时,P2对应钢管应变呈现出类似P1对应钢管由线性至非线性的变化趋势,P1对应钢管应变则基本无变化。试件整体外观未见太大变化,轴向变形均匀。
(6)P1和P2同时加载时,呈现出与对称加载试件相同的变化趋势。当加载至7500kN时, 4根钢管节点、靠近支座处及加载端处都逐渐出现45°滑移线,应变达到0·0033,钢管环向屈服。
(7)继续加载时,荷载出现迅速下降现象,停止加载,试验结束。
3 试验结果及分析
3·1 荷载-应变与荷载-位移曲线
随着荷载的增加,杆件和节点区钢管轴向与环向同时受力,轴向受压,环向受拉,且轴向应变大于环向应变;核心混凝土始终三向受压。当钢管轴向应变值超过0·0016~0·0018后,钢管轴向及环向应变均有较大突变,表明钢管进入屈服阶段;内力在杆件内重分布,混凝土受到较大压力后环向膨胀,钢管对混凝土有较大的环向约束作用,表现为约束混凝土的受力特点;加载后期钢管环向屈服,侧向约束作用增长变缓,混凝土应变增长非常迅速。
各个试件的荷载-最大环向应变曲线、荷载-最大轴向应变曲线、荷载-轴向变形、荷载-竖向位移曲线分别见图7a~7i。其中对称加载试件(A-1、A-3、B-1和B-3)曲线见图7a~7e;非对称加载试件B-2曲线见图7f~7i。对称试件中,A型、B型试件的最大环向、轴向应变分别为2-2、3-3截面的应变测量值,节点区混凝土应变由1-1截面和6-6截面之间位移计测量值计算得,轴向位移为试件中心点沿轴向的位移(即图4c中6号位移计与17号位移计测量值的差值),竖向位移为试件中心点在竖直方向上的位移(即图4c中9号位移计测量值)。
3·2 试验结果分析
3·2·1 对称加载与非对称加载试件对比
(1)应变。当非对称加载时,在P1加载阶段,P1对应钢管各截面的平均应变比P2大。随着P2的增加,这种差距逐渐减少。对称加载时则未出现这种情况。
(2)变形。当非对称加载时,试件在整个加载过程中会出现较大的平面内弯曲变形,约3~4mm。随着P1的增加,试件水平侧移沿一个方向逐渐增加。当P2开始加载后,水平侧移沿反方向回弹。最后阶段的对称加载时,试件的平面内弯曲变形较小,一般在1mm以内。
(3)极限承载力。非对称加载试件一般比对称加载试件的极限承载力大5%。
3·2·2 节点类型不同的试件对比
(1)应变。B型节点区先于A型节点区进入塑性阶段。B型节点的最大应变多出现在中间节点处,而A型最大应变截面多出现在离开中间节点约200mm处,这说明B型节点处较A型薄弱。主要原因是A型节点处设有内衬板,而B型未设置。对应表4所取的试件承载力设计值:A型节点最大的钢管截面平均环向拉应变约为0·0007,最大的钢管截面平均轴向压应变约为0·0015; B型节点最大的钢管截面平均环向拉应变约为0·0030,最大的钢管截面平均轴向压应变约为0·0038。
(2)变形。由于B型节点处出现较大的起鼓现象,其轴向变形比A型大。
(3)极限承载力。B型试件的极限承载力平均值比A型试件的极限承载力平均值低约3%。
3·2·3 角度不同的试件对比
(1)应变。在弹性阶段,角节点试件和边节点试件应变发展趋势大体相同,但角节点试件的弹性阶段比边节点试件短,即角节点试件比边节点试件更快进入塑性阶段。在塑性阶段,角节点试件和边节点试件呈现出不同的应变发展趋势,角节点试件节点区截面应变发展较快,而边节点试件则是节点区外杆件截面应变发展较快。因此,角节点试件最终多为在中间节点处截面出现应变最大,也即主要是节点区破坏,有时也会伴随节点区外的钢管破坏。边节点试件的应变最大截面主要出现在离中间节点区一定距离的钢管上,也即主要是节点区外的构件破坏,有时也会伴随节点区破坏。
(2)极限承载力。一般边节点试件的极限承载力高于角节点试件的极限承载力。这主要是由于节点的角度不同,当外荷载相同时,角节点试件的节点区截面受到的由外荷载引起的轴力比边节点试件大,所以导致其整个试件的极限承载力比边节点试件低。
3·3 试件破坏形态
(1)从试验现象可知,节点的破坏现象主要为节点区钢管鼓起,钢管表面出现明显45°滑移线以及部分试件钢管出现明显平面内弯曲。
(2)角节点试件最终破坏在节点区以内,破坏时,节点区以外钢管也已出现45°滑移线。边节点试件最终破坏在节点区以外的构件上,且主要在支座与节点之间的构件上。
3·4 试件承载力
测得的钢管屈服前承载力、试件弹性承载力、试件最大承载力见表3。从表中可以看出,钢管屈服前承载力低于试件弹性承载力。这是因为钢管屈服后,混凝土尚未进入塑性阶段,强度较高,仍能提供较大的承载力。最大承载力大约为钢管屈服前承载力的2·2倍,试件弹性承载力的1·50~1·75倍,说明试件进入屈服状态后,仍有较高的承载力和安全性。表4为节点试件和对应原型承载力设计值的对比。根据试验结果反算西塔主结构对应原型节点的承载力比其20层斜柱承载力高7% ~19%,证明两种节点均可满足“强节点,弱构件”的设计要求。
4 结论与建议
通过试件静力荷载试验,研究两种不同构造形式节点的破坏形态和承载能力,得到了如下主要结论:
(1)两种节点不同构造形式的破坏形态相似,都为节点区钢管鼓起,钢管表面出现明显45°滑移线以及部分试件钢管出现明显平面内弯曲。极限承载力为7250~7900kN,满足设计承载力的要求,有效地证明了这两种构造形式的节点性能均可满足西塔主塔楼结构上的要求。
(2)随着荷载的增加,各试件杆件和节点区钢管轴向与环向同时受力,轴向受压,环向受拉,且轴向应变大于环向应变;核心混凝土始终三向受压。当钢管轴向最大应变值超过0·0016~0·0018后,钢管轴向及环向应变均有较大突变,表明钢管进入屈服阶段;内力发生重分布,混凝土受到较大压力后环向膨胀,钢管对混凝土有较大的环向约束作用,表现为约束混凝土的受力特点。
(3)相对于A型节点, B型节点先进入塑性阶段,钢管最大应变截面更靠近中间节点处,轴向变形较大,极限承载力低约3%。这说明A型节点具有较好的力学性能,主要原因是A型节点处设有内衬板,对核心混凝土起到更大的约束作用。 |
