柱端設置L形連接件滑移摩擦節點單層鋼框架抗震性能研究

李成玉,馬延港,陳焰周,吳東平

(1. 武漢科技大學 城市建設學院,湖北 武漢 430065; 2. 中南建筑設計院股份有限公司,湖北 武漢 430071;3. 武漢科技大學 城市更新湖北省工程研究中心,湖北 武漢 430065)

0 引言

在建筑綠色化、工業化和信息化推進下,裝配式鋼結構建筑迎來蓬勃發展[1]。模塊化鋼結構是裝配式鋼結構建筑工業化進程中的一項新興技術[2],在工廠預制,現場進行機械化安裝,與傳統施工模式相比,可大幅度提高施工質量,縮短施工周期。現有的鋼結構連接方式主要有柱貫通式、梁貫通式和隔板貫通式,柱貫通式和隔板貫通式已有大量的研究[3-4],粱貫通式由于行業規范等原因研究相對較少。但隨著分層裝配式鋼結構的發展,梁貫通式以其裝配快捷、布置靈活和預制率高等優點開始逐漸被研究。賈元榮等[5]對分層裝配式支撐鋼框架工程設計進行了研究;WANG等[6]對兩個足尺僅受拉同心支撐梁貫通式鋼框架進行了擬靜力試驗;DU等[7]對梁貫通式鋼框架梁柱節點進行研究;CHEN等[8]通過試驗研究發現梁貫通式節點具有更好的滯回性能。

大量震害表明:由于樓板效應和雙向地震等原因的影響[9-10],在地震作用中,框架結構易形成柱鉸破壞機制,引起層間變形集中的“薄弱層”破壞,“強柱弱梁”機制中的“強柱”并沒有起到預期的核心關鍵構件的作用[11-12]。QU等[13]通過設置搖擺核心來減輕低層和中層鋼同心支撐框架中的層間位移集中和薄弱層破壞;LI等[14]通過試驗研究發現在梁貫通式結構中設置連續柱可有效地減小地震作用下低層建筑的最大層間位移和層間位移集中程度。

由地震造成大量建筑的損傷或倒塌,導致人員的傷亡和巨大財產損失,讓社會和人們難以接受,迫使現代抗震理念從基于延性抗震設計模式向基于低損傷抗震設計模式轉變。研究表明:在結構中設置摩擦連接可以有效耗散地震能量,減少梁柱等主體結構的損傷。MACRAE等[15]提出采用摩擦連接作為鋼框架柱腳耗能器的概念,該柱腳在震后幾乎沒有永久性損傷,是一種較為理想的低損傷減震構造;BORZOUIE等[16]利用外露式柱腳底板的轉動特性,提出了一種利用摩擦耗能的新型柱腳;LATOUR等[17]通過試驗研究證明了摩擦裝置可以有效耗散地震能量,減少結構損傷;FREDDI等[18]提出了雙向摩擦耗能自復位搖擺鋼柱腳,通過摩擦板有效耗散地震能量;HOU等[19]研究了一種新型的柱腳連接節點,通過角鋼將柱和底座連接,在地震時將損傷集中在角鋼上,減少柱的損傷;CALADO等[20]通過試驗表明強震作用下損傷能集中在耗能保險絲上,梁柱等主要構件保持彈性;王宇亮[21]研究表明應設置碟形墊片以保證預緊力的穩定,使阻尼器工作性能良好;李成玉等[22-23]提出了一系列滑移摩擦節點,并設置到柱和框架中,通過試驗和有限元模擬,證明滑移摩擦節點可有效耗散地震能量,使梁柱等主體結構保持彈性。

基于已有研究,為了使框架鋼結構在地震作用下避免出現局部失效模式,以及降低主體結構損傷程度,課題組融合連續柱和滑移摩擦節點,提出了內置連續柱的柱端設置滑移摩擦節點分層裝配式鋼框架結構體系,如圖1所示。柱端設置L形連接件滑移摩擦節點(L-shaped connectors slip friction joints,LCSFJ),在地震作用下通過LCSFJ滑移摩擦和連接件的屈服進行耗能,使梁柱等主體結構保持彈性,僅通過更換連接件,就能實現快速修復。本文提取上述體系中的單層單跨鋼框架子結構,通過試驗和有限元模擬對其抗震性能進行研究。

圖1 連續柱分層裝配式鋼框架體系Fig. 1 Continuous column layered fabricated steel frame system

1 LCSFJ構造與工作原理

LCSFJ構造形式如圖2所示。鋼柱翼緣與腹板分別開有滿足于節點轉動的長圓孔和大圓孔,L形連接件的豎直肢和鋼柱翼緣(腹板)、水平肢與底座或梁下翼緣通過高強螺栓連接。為了使節點擁有更穩定的摩擦耗能,在連接件和鋼柱之間放置黃銅摩擦片,連接件和黃銅摩擦片均開標準圓孔。由于柱頭節點和柱腳節點構造一致,現以柱腳節點為例說明LCSFJ工作機制如圖2(b)所示。在小震作用下,節點不發生轉動;在較大震作用下,鋼柱繞受壓側翼緣轉動,受拉側翼緣抬起,鋼柱受拉側翼緣(腹板)與黃銅摩擦片之間產生滑動摩擦,從而實現滑移摩擦來耗散地震能量。在此過程中,合理設置滑移起滑力閾值,可使框架梁和柱基本保持彈性狀態。地震結束后,通過更換連接件即可實現結構的快速修復。

圖2 L形連接件滑移摩擦節點Fig. 2 L-shaped connection slip friction joints

2 試驗設計

2.1 試驗設計及板件材性

按照1∶2縮尺設計制作兩個單層單跨的鋼框架試件,試件KJ-1為普通框架試件,試件KJ-2為柱端設置LCSFJ的鋼框架試件,如圖3所示。兩個框架均采用梁貫通式,框架尺寸與梁柱截面均相同,跨度2 400 mm,高度1 750 mm,所有試件柱和梁截面均HW175 mm×175 mm×7.5 mm×11 mm,試件各主體構件采用Q355B,梁和連接件的連系螺栓采用10.9級M20的摩擦型高強螺栓,螺栓預緊力為155 kN。圖3、圖4、圖6以及圖21中單位為mm。

圖3 試驗試件Fig. 3 Test specimens

圖4 節點詳圖Fig. 4 Joint details

LCSFJ詳圖如圖4所示。連接件采用Q355B,鋼柱和連接件采用10.9級M16高強螺栓連接。為保證LCSFJ在未滑移階段,具有足夠的連接強度,使連接件和鋼柱整體共同受力;在滑移階段,能夠通過滑移摩擦進行耗散能量。因此,施加螺栓預緊力85 kN[25]。為使螺栓預緊力保持穩定,更好的發揮LCSFJ的性能,所以螺栓一端使用碟形墊片[21]。

根據《金屬材料拉伸試驗室溫試驗方法》(GB/T 228.1—2021)[27]的有關規定對型鋼的翼緣和腹板以及連接件進行材性試驗,結果見表1。

表1 試驗材性參數表Table 1 Parameters of specimens

2.2 加載及測試方案

試驗加載裝置如圖5所示。框架柱底座采用8.8級M24高強螺栓與大底座相連,大底座通過地錨螺栓錨固。豎向荷載采用200T液壓千斤頂施加在分配梁上,再通過鉸支座傳遞給框架柱頂,液壓千斤頂頂部與反力架橫梁間設有水平滑動裝置,以滿足水平位移;框架水平荷載通過電液伺服作動器施加,作動器最大行程為150 mm,最大荷載為500 kN;為防止框架發生平面外失穩,在框架周圍設置有防護裝置。

在框架內側梁下翼緣、左側梁端(與作動器運動方向一致)以及框架柱反彎點處布置位移計測量結構在水平荷載下位移和豎向變形。通過粘貼應變片來監測測點應變狀態,測點布置如圖6所示。根據美國AISC抗震規范規定[26],以層間位移角控制加載,加載制度如圖7所示。實際加載時采用各層間位移角對應的位移進行加載,前三級加載每級循環6次,第四級加載循環4次,之后每級循環2次,加載至第十級(層間位移角6%rad)停止加載。豎向荷載采用液壓千斤頂施加,對應鋼柱軸壓比0.2[7]。試驗前,對試件進行預加載,檢測實驗裝置與測量設備的工作是否正常。

圖6 應變測點布置圖

圖7 加載制度

3 試驗結果與分析

3.1 試驗現象

試件KJ-1在前六級加載結束時,試件無明顯變化;在水平位移加載至第七級第一循環正向52.5 mm(層間位移角3%rad)時,柱腳處翼緣發生屈曲變形;加載至第九級第一循環正向87.5 mm(層間位移角5%rad)時,柱腳處腹板發生鼓曲;加載至第九級第一循環負向87.5 mm(層間位移角5%rad)時,右側柱頂翼緣發生變形。加載至第十級第二循環負向105 mm(層間位移角6%rad)停止試驗,柱腳屈曲嚴重,柱頂翼緣輕微屈曲,框架梁無明顯損傷變形,試驗結束時形態如圖8所示。

圖8 試件KJ-1的試驗現象 圖9 試件KJ-2的試驗現象

試件KJ-2在第三級第二循環9 mm(層間位移角0.075% rad)加載結束時,試件各部件均處于彈性階段;在第四級(層間位移角1%rad)加載結束時,未出現明顯的滑移現象;試件在第五級第一循環26 mm(層間位移角1.5% rad)時,柱腳LCSFJ出現滑移;試件在第六級第一循環35 mm(層間位移角2% rad)時,柱頂LCSFJ發生明顯滑移;繼續加載,節點處滑移量逐漸增加。加載至第十級第二循環負向105 mm(層間位移角6% rad)停止試驗,框架梁和柱均未發生明顯損傷變形,試驗結束時構件形態如圖9所示。

試驗加載結束后,對試件KJ-2左柱腳LCSFJ拆除,如圖10所示。可以觀察到內外連接件和黃銅板均有明顯滑移痕跡,框架柱和連接件表面附著大量的黃銅粉,螺栓孔周圍最為顯著;連接件豎直肢發生彎曲變形;梁柱等主要構件未出現明顯變形。

3.2 滯回曲線

從圖11中可以看出:試件KJ-1和KJ-2的滯回曲線飽滿,表現出良好的耗能能力。試件KJ-1正向加載到第九級87.5 mm(層間位移角5% rad),水平承載力達到最大值,由于柱腳屈曲發展,之后承載力出現退化;在同級循環加載下,框架承載力有明顯退化;正負向滯回曲線基本對稱。在加載初期,試件KJ-2處于彈性階段,滯回曲線幾乎重合為一條直線,隨著水平加載位移的增加,滯回環面積逐漸變大。滯回曲線出現“捏攏”現象,表明了在加載過程中節點出現滑移。由于節點在滑移過程中出現摩擦“振動”,因此滯回曲線部分段上有輕微“抖動”現象。試件KJ-2由于滑移摩擦耗能和連接件塑性耗能,滯回曲線上出現較長的平臺段;同級循環加載下,承載力無明顯退化;正負向滯回曲線表現出良好的對稱性。

圖11 試驗滯回曲線Fig. 11 Hysteretic curves of specimens

3.3 骨架曲線

試件的骨架曲線如圖12所示。試件KJ-1在前四級加載時,處于彈性狀態,承載力上升緩慢,試件KJ-1在加載至第五級(層間位移角1.5% rad)時,柱腳進入塑性強化階段,承載力上升加快,加載至第九級(層間位移角5% rad)試件KJ-1達到峰值荷載,加載至第十級(層間位移角6% rad),由于柱腳屈曲嚴重,承載力出現明顯下降。在試件KJ-2加載至第五級(層間位移角1.5% rad),試件KJ-2的節點開始滑移,承載力上升緩慢;繼續加載,水平承載力平穩,無明顯退化。

圖12 骨架曲線 圖13 剛度退化曲線 圖14 滯回耗能

3.4 剛度退化曲線

試件的抗側剛度可以通過割線剛度來表示,圖13給出了2個試件在加載過程中的剛度變化趨勢。試件KJ-1和試件KJ-2的剛度退化趨勢基本一致。試件KJ-1在加載初期,處于彈性狀態,剛度下降較快,逐漸進入彈塑性再到塑性破壞階段,割線剛度下降趨勢逐漸變慢。試件KJ-2加載至第五級(層間位移角1.5%rad)之前,柱腳處LCSFJ未發生轉動,結構整體也處于彈性狀態,剛度下降較快,在節點開始發生轉動后,節點處開始摩擦耗能,試件的剛度下降趨勢減緩,試驗加載后期,試件KJ-2的滑移逐漸穩定,割線剛度曲線的斜率逐漸變小。

3.5 累計耗能曲線

試件的能量耗散如圖14所示。由圖14可知:試件KJ-1加載至第六級(層間位移角2% rad)時,鋼柱未發生塑性變形,耗能較小;加載至第七級(層間位移角3% rad)后,柱腳發生屈曲變形,試件耗能明顯增加。試件KJ-2在加載前期,各部件處于彈性,耗能較小;加載至第六級(層間位移角2% rad),柱腳和柱頂節點發生滑動,通過滑移摩擦、以及連接件屈服進行耗能,耗能明顯增加;試驗結束后,框架柱和梁未發現損傷,說明通過節點的滑移摩擦和連接件屈服可以有效耗散地震能量,并有效避免主體結構發生損傷。

3.6 試件KJ-2應變分析

本文共提取了10個應變點的數據進行分析各構件應變曲線如圖15所示。X1-X3為試件KJ-2柱翼緣上的應變測點,Y1-Y2為梁柱連接處梁下翼緣的應變測點,P1-P2為外連接件豎直肢上的應變測點,H1-H2為外連接件水平肢上的應變測點,N1為內連接件豎直肢上的應變測點。具體布置位置如圖6所示。

圖15 應變曲線Fig. 15 Strain curves

由材性試驗測得梁柱主要板件的最低屈服強度為398 MPa,經計算當測點應變超過1932 με時,認為測點位置處進入塑性;連接件最低屈服強度為404 MPa,經計算當測點超過1961 με時,認為該測點進入塑性。從圖中可以看出:無論是柱還是梁上的測點值都未超過1932 με,說明梁柱都處于彈性狀態,連接件上的測點在加載過程中均超過1961με,進入塑性。

3.7 其他性能指標分析及整體結構受力分析

對試驗數據處理可獲得各試件的初始剛度k0、屈服荷載Py、屈服位移Δy、極限荷載Pu、極限位移Δu及延性系數μ=Δu/Δy,相關數據見表2。試件KJ-2的延性系數μ大于3.0,滿足最低抗震性能限值要求,表明節點試件具有良好的延性和耗能能力。

表2 試件擬靜力試驗主要性能指標Table 2 Main performance indicators of all specimens

L形連接件滑移摩擦節點鋼框架的傳力路徑為梁翼緣彎矩通過高強螺栓傳遞至L形連接件和框架柱上,此時L形連接件主要承受彎矩,高強螺栓主要承受剪力,框架柱承受部分彎矩和軸力,和普通裝配式鋼框架 僅由框架柱承受端板傳遞的彎矩不同。L形連接件滑移摩擦節點鋼框架受力較為合理,通過設置L形連接件使豎向軸力主要由框架柱承擔柱彎矩和剪力主要由L形連接件承擔,改善柱內力分布,保護框架柱免受塑性損傷。

4 有限元分析

4.1 有限元建模

采用ABAQUS有限元軟件中C3D8I單元建模,模型幾何尺寸和加載制度等與試驗完全相同,鋼材本構采用二折線型的彈性-強化模型,力學性能見表1,由摩擦試驗測定的摩擦系數為0.45。采用網格劃分時,為保證計算效率和精度,對柱腳、梁柱連接處和L形連接件的網格進行了細化,尺寸約為10 mm,框架梁的網格尺寸為40 mm,框架柱的網格約為40 mm。邊界條件與試驗一致,在框架梁兩端截面的幾何中心設置參考點,梁端截面耦合到參考點上一端以位移控制施加水平位移,對框架進行平面外位移的約束,在柱頂位置對應的梁上翼緣進行耦合,用以施加軸向壓力,在底座位置耦合,施加固定約束。網格劃分和邊界條件如圖16所示。

圖16 有限元模型Fig. 16 Finite element model

4.2 試驗驗證

圖17和圖18 分別為KJ-1和KJ-2兩個模型試驗與有限元模擬所得損傷形態對比,有限元模擬中,KJ-1的框架柱的損傷形態與試驗基本一致;KJ-2的LCSFJ發生如期轉動,通過滑移摩擦和連接件屈服進行耗散地震能量,梁柱等主體構件基本保持彈性,與試驗基本一致。通過研究發現:有限元模擬結果與試驗結果基本一致。

圖17 KJ-1試驗與模擬結果對比Fig. 17 Comparison of test and numerical simulation results of KJ-1

圖18 KJ-2試驗與模擬結果對比Fig. 18 Comparison of test and numerical simulation results of KJ-2

試驗與有限元的的滯回曲線對比結果見圖19,有限元模擬結果與實驗結果曲線基本吻合,峰值荷載最大誤差5%以內。

圖19 滯回曲線對比Fig. 19 Comparison of hysteretic curves of specimens

4.3 框架柱軸向縮短

圖20為模型KJ-1和模型KJ-2柱軸向縮短的對比,監測點為框架柱上端中心點。從圖20(a)中可以看出:隨著加載級數的增加,模型KJ-1柱軸向縮短呈加速發展,加載結束時,模型KJ-1的軸向縮短最大為34.8 mm,超過柱高的2%,模型KJ-2軸向縮短最大僅1 mm,表明在柱端設置LCSFJ能有效避免鋼柱的軸向縮短,可以很好提高鋼柱的穩定性。

圖20 軸向縮短Fig. 20 Comparison of axial shortening

4.4 進一步分析

通過對試驗結果分析發現:試件KJ-2與試件KJ-1的極限承載力相差較大,為了增加試件KJ-2的承載能力,提高其抗震性能,根據該課題組正在進行的研究,可在框架中加設隅撐。為進一步研究隅撐對柱端設置LCSFJ鋼框架抗震性能的影響[24],本節在試驗模型的基礎上,在柱頭和梁端設置鉸接點,將隅撐兩端與梁和柱鉸接。考慮梁和柱不發生損傷變形、隅撐不發生平面外變形和LCSFJ如期發生轉動等因素,隅撐的尺寸如圖21所示。隅撐的材質采用Q235B,力學性能見表1。基于4.1節的建模方法建立配置隅撐的柱端設置LCSFJ鋼框架模型,如圖22所示。配置隅撐的柱端設置LCSFJ鋼框架用KJ-3表示。

圖21 隅撐尺寸 圖22 KJ-3有限元模型 圖23 滯回曲線對比

圖23給出了模型KJ-1、KJ-2和KJ-3的滯回曲線。模型KJ-3的滯回曲線包絡面積比模型KJ-2明顯增大,與模型KJ-1的滯回曲線包絡面積更加接近,說明通過配置隅撐能有效地提升框架的滯回性能。

模型KJ-1、KJ-2和KJ-3的各級滯回耗能見圖24。由圖24可知:與模型KJ-2相比,模型KJ-3的各級耗能均明顯增加。模型KJ-1、KJ-2和KJ-3的總耗能分別為458.3 kJ、303.1 kJ和397.5 kJ。模型KJ-2 的總耗能為KJ-1的66%,模型KJ-3的總耗能為KJ-1的86%。模型KJ-3的總耗能相較于模型KJ-2增加了31%,表明配置隅撐可以有效提高框架的耗能能力。

圖24 能量耗散 圖25 骨架曲線 圖26 剛度退化曲線

模型KJ-1、KJ-2和KJ-3的骨架曲線如圖25所示。模型KJ-3的水平承載力平穩,無明顯退化。模型KJ-2極限承載力為模型KJ-1的62%,模型KJ-3的極限承載力為模型KJ-1的76%。在第十級加載時,模型KJ-2的承載力為模型KJ-1的75%,模型KJ-3的承載力為模型KJ-1的90%。模型KJ-3的極限承載力比模型KJ-2提高了23%,表明配置隅撐可以有效提高框架的承載能力。

模型KJ-1、KJ-2和KJ-3的剛度退化曲線如圖26所示。模型KJ-1、KJ-2和KJ-3的初始剛度分別為12.9、12.8和15.3 kN/mm。模型KJ-3的初始剛度比模型KJ-1高18%;模型KJ-3的初始剛度比模型KJ-2高19%,表明配置隅撐可以有效提高框架的初始剛度。

模型KJ-2和模型KJ-3的LCSFJ滑移量如圖27所示。模型KJ-2和KJ-3中LCSFJ發生轉動后,LCSFJ各級滑移量基本相同,表明配置隅撐后LCSFJ依舊有較好的工作性能。

圖27 KJ-2和KJ-3中LCSFJ滑移量

模型KJ-3的有限元結果如圖28所示。結束時的層間位移角與試驗一致,從有限元模擬的結果可以看出:配置隅撐后LSCFJ的如期發生轉動,通過滑移摩擦、連接件屈服以及隅撐屈服進地震能量的耗散,梁柱等主體結構基本保持彈性。

圖28 KJ-3應力云圖

5 結論

本文進行了普通鋼框架和柱端設置LCSFJ鋼框架的低周往復加載試驗和有限元模擬分析,并對配置隅撐和柱端設置LCSFJ鋼框架進行有限元模擬分析,得到以下結論:

1)普通鋼框架滯回曲線飽滿,滯回耗能穩定。前九級加載,承載力持續上升;在第十級加載時,承載力出現明顯退化。在加載到層間位移角3%rad時,柱腳先發生屈曲;試驗結束時,柱腳屈曲嚴重,柱頂翼緣輕微屈曲,框架柱有明顯的軸向縮短,框架梁無明顯損傷變形。

2)柱端設置LCSFJ鋼框架,加載到層間位移角1.5%rad時,柱端LCSFJ發生轉動,進行摩擦耗能,連接件屈服,進行塑性耗能。試驗結束后,僅節點處黃銅板摩擦片磨損和連接件彎曲變形,梁和柱等主要構件基本保持彈性,可通過更換連接件和黃銅摩擦片實現震后快速恢復。柱端設置LCSFJ鋼框架滯回曲線飽滿,滯回耗能穩定;加載后期,水平承載力趨于穩定;抗側剛度與普通鋼框架相差不多,具有良好的抗震性能。

3)柱端設置LCSFJ鋼框架的極限承載力和配置隅撐的柱端設置LCSFJ鋼框架的極限承載力分別為普通鋼框架的62%和76%;配置隅撐的柱端設置LCSFJ鋼框架的極限承載力較柱端設置LCSFJ鋼框架提高23%。柱端設置LCSFJ鋼框架總耗能和配置隅撐的柱端設置LCSFJ鋼框架總耗能分別為普通鋼框架的66%和86%;配置隅撐的柱端設置LCSFJ鋼框架總耗能比柱端設置LCSFJ鋼框架總耗能提高31%。與普通鋼框架相比,柱端設置LCSFJ鋼框架的初始剛度基本相同,配置隅撐的柱端設置LCSFJ鋼框架的初始剛度提高18%。通過配置隅撐,可以顯著增強柱端設置LCSFJ的鋼框架的抗震性能。