考慮樓板組合效應的裝配式SRC柱-鋼梁中節點非線性分析

譚文婭,劉繼明,時 偉,吳成龍

(青島理工大學 土木工程學院,青島 266525)

隨著建筑工業化的發展,為加快建筑結構轉型升級,裝配式鋼筋混凝土和裝配式鋼結構在低層建筑和大空間結構中得到廣泛推廣[1],對于高層建筑而言,要滿足其抗震要求和承載能力要求,可考慮使用承載力、剛度、延性和耗能能力更好的裝配式型鋼混凝土組合結構,國內外學者對此進行了大量研究。YANG等[2]設計了11個實心部分預制型鋼骨混凝土(PPSRC)柱和3個空心PPSRC柱試件,研究PPSRC柱在箍筋間距、現澆混凝土強度和翼緣剪力釘影響下的力學性能。KOETAKA等[3]提出了一種高度裝配化的節點形式,通過試驗證明該連接具有良好的力學性能。KESHAVARZI等[4]通過有限元可變參數分析研究了一種梁柱節點的傳動機理和角撐板性能,并根據試驗中接頭的塑性角可以達到0.06 rad,證明其具有良好的延性。WU等[5-7]等提出了一種由節點模塊、預制H型鋼混凝土柱和鋼梁組成的新型模塊化預制組合框架節點,并對該節點進行了一系列試驗和有限元研究,分析了不同梁柱剛度比、3種不同連接方式節點的抗震性能,研究結果表明該新型節點具有很高的承載能力和良好的抗震性能,且隨著剛度比的增大,節點破壞模式由梁端彎曲破壞發展為節點剪切破壞和柱端壓彎破壞。

對于樓板組合作用對于組合節點的影響,國內外學者也做了一系列研究。KIM等[8]對五個帶樓板的組合節點試件進行試驗研究,結果表明樓板對節點性能有極大影響,給出了三種加固方案。LEE等[9]通過研究北嶺地震中樓板對梁翼緣連接的破壞模式,對三種帶樓板焊接鋼節點進行了試驗,結果表明樓板對節點抗震性能有負面影響。李威[10]對帶樓板的圓鋼管混凝土柱-鋼梁外環板式框架節點進行了梁端往復荷載試驗,試驗結果表明該類節點的剛度退化和強度退化穩定,抗震耗能能力良好。徐晉東等[11]采用試驗和有限元模擬對照的方法對樓板組合作用下鋼管混凝土柱-鋼梁節點進行了研究,發現梁柱線剛度比對節點延性和剛度都有較大影響。張猛[12]對帶樓板的中空夾層鋼管混凝土柱-鋼梁節點進行了試驗研究,發現SBTD混凝土樓板對節點在正負彎矩作用下的延性系數和轉動能力有較大影響。

梁柱節點的連接方式直接影響裝配式型鋼混凝土組合結構的受力性能,而樓板的存在會對節點的抗震性能和受力性能產生較大影響,但目前對裝配式組合結構節點考慮樓板組合效應的相關研究相對較少。本文在課題組前期試驗研究基礎上[13],利用ABAQUS有限元軟件分析不同軸壓比下,對考慮樓板組合效應的裝配式SRC柱-鋼梁組合中節點的滯回曲線、骨架曲線、延性、耗能和剛度退化的影響,旨在為裝配式組合結構節點干式連接研究提供參考。

1 節點概況

該新型梁柱節點由截面尺寸為350 mm×350 mm的SRC上下柱、280 mm×150 mm×10 mm×10 mm的H型鋼梁以及節點連接模塊組成。SRC柱由截面尺寸為HW 150 mm×150 mm×7 mm×10 mm的H型鋼、四根直徑為20 mm的HRB400縱筋、直徑為8 mm間距為100 mm的HPB300箍筋、柱端連接板以及外包C40混凝土組成。節點連接模塊由節點模塊蓋板和帶肋方鋼管焊接組成,加勁板與方鋼管通過焊接連接。節點連接螺栓均采用S10.9摩擦型高強螺栓,其中SRC柱與節點連接模塊通過24個M20高強螺栓連接,梁腹板與節點連接模塊通過6個M24高強螺栓連接。裝配式SRC柱-鋼梁中節點如圖1所示。

圖1 裝配式SRC柱-鋼梁中節點(單位:mm)

為研究樓板組合效應對該新型節點抗震性能的影響,按照文獻[14]的要求,取樓板計算單元為1000 mm×2920 mm,現澆板按雙向板設計,分別在板底和板頂布置直徑為10 mm、間距為100 mm的受力筋和分布筋(圖2),板內鋼筋在柱邊及樓板邊緣進行適當加密。為滿足抗剪連接件的受剪承載能力,采用直徑為19 mm、高80 mm的圓柱頭焊釘,栓釘沿梁跨方向間距為150 mm,橫向間距為80 mm。樓板混凝土強度等級為C40,保護層厚度為15 mm,板內所有鋼筋等級均為HRB400。

圖2 樓板布筋(單位:mm)

2 有限元模型建立

2.1 材料本構模型

為準確模擬構件的受力性能,本文所有鋼材均采用Q345B鋼,在建模分析時考慮Mises屈服條件以及混合強化模型,鋼材密度為7.85×103kg/m3,鋼材及高強螺栓的彈性模量均取值為2.06×105MPa,泊松比為0.3。鋼材應力-應變曲線采用不考慮剛度退化的雙折線強化模型,強化階段的彈性模量取彈性階段彈性模量的1%。SRC柱外包混凝土強度等級為C40,建模時采用ABAQUS中的混凝土塑性損傷模型,混凝土本構關系根據《混凝土結構設計規范》(GB 50010—2010)附錄C.2[15]推薦的應力-應變曲線得到。

2.2 網格單元和相互作用

采用有限元軟件ABAQUS 6.14-2 版本對裝配式SRC柱-鋼梁中節點進行非線性分析和驗證。建模時采用分離式模型,鋼筋選用T3D2三維桁架單元,混凝土、型鋼以及螺栓均采用C3D8R三維實體單元,確保模型計算精度高,避免出現模型剪切自鎖現象。

在對模型進行網格劃分時,根據實驗結果和多次試算,對節點連接模塊、上下柱與節點連接模塊連接處,以及梁與核心區連接處進行網格加密處理,沿厚度方向至少劃分兩個單元,以提高計算精確性;對于節點影響較小的梁加載端、上下柱端等位置,則劃分較粗網格,以降低計算時間成本。螺栓作為節點中的重要連接方式,為了確保其計算精度,對螺栓和螺栓孔周圍都單獨進行分割,確保其網格規整,如圖3所示。

圖3 網格劃分

在設置相互作用時,SRC柱內鋼骨和鋼筋籠通過“內置”命令內置于柱混凝土中,節點連接模塊各部件、柱端板與H型鋼骨、鋼梁翼緣連接板等使用焊接連接的部件均采用“綁定”命令模擬焊接。節點其他各部件的接觸均沿法線方向采用“線性”接觸,接觸剛度為5000,切線方向采用各向同性的“罰”接觸,摩擦系數為0.35。

考慮樓板作用的節點有限元模型各材料屬性、單元類型、網格劃分、邊界條件及加載方式與原有節點模型一致。樓板鋼筋通過“內置區域”命令內置于樓板混凝土內,為縮短軟件的計算和運行時間,考慮實際施工情況下在鋼梁上會設置足夠多的抗剪焊釘,使用“綁定”指令等效約束混凝土板底與鋼梁上翼緣,達到完全抗剪連接的效果。

2.3 邊界條件及加載制度

為了更好地模擬試驗真實情況,節點柱端加載板上下截面分別耦合在相應的截面頂端參考點上,并在柱頂沿x方向施加844 kN恒定軸壓力(軸壓比為0.25)。讓柱底形成沿y軸轉動的固定鉸支座,模型的邊界條件如圖4所示。

圖4 邊界條件

節點采用的M20和M24高強螺栓預緊力分別為155和225 kN[14],為了避免由于一開始施加的荷載過大使螺栓連接處出現變形影響模型計算不收斂,兩種高強螺栓預緊力采用分步疊加的方式進行施加。根據試驗實際,確定模型加載位置為距梁端160 mm處,模型通過位移控制加載的方式在梁端耦合點進行往復加載,節點達到屈服前每級位移為5 mm,屈服后加載位移為屈服位移的整數倍。

3 有效性驗證

模型的有效性和可靠性驗證將根據試驗結果,從滯回曲線、骨架曲線和力學性能指標三方面進行。規定節點均以左梁位移向下加載、右梁位移向上加載為正向加載,左梁對應的荷載值為正,右梁對應的荷載值為負。

從圖5(a)可知,試驗和有限元模擬的骨架曲線趨勢較為接近,加載至極限荷載時,有限元模擬所得極限承載力略大于試驗所得。

圖5 試驗與模擬結果對比

從圖5(b)(c)可知,試驗滯回曲線出現捏縮現象,有限元模擬的滯回曲線更為飽滿。在試驗過程中,節點可能會受焊縫殘余應力、鋼材損傷等因素的影響,使其滯回曲線出現捏縮現象。而相較于試驗滯回曲線,在有限元模擬過程中,模型的邊界條件較為理想化,使得有限元結果和試驗結果略有差異。

根據表1中數據計算可知,有限元模擬所得的節點屈服荷載Py、屈服位移Δy、破壞荷載Pt、破壞位移Δt和延性μ與試驗數據吻合較好,其中各項數據的誤差均不超過10%,計算得到平均誤差為6.47%,有限元模型模擬的結果較為準確,可以用于對節點進一步的參數分析。

表1 試驗與模擬受力性能指標

4 軸壓比對考慮樓板作用的節點抗震性能影響

為進一步探究考慮樓板作用下軸壓比對節點抗震性能的影響,本文設計了JD-1,JD-2,JD-3和JD-4共4個考慮樓板作用的節點試件,其軸壓比分別為0.15,0.25,0.40和0.60。

4.1 破壞模式分析

通過在試件梁端施加低周往復的豎向荷載,可以得到不同軸壓比下考慮樓板組合作用節點的應力云圖如圖6—10所示。從圖6可以看出,節點應力主要集中在節點核心區、柱端連接板和下柱柱端H型鋼骨上。綜合不同軸壓比下的應力云圖來看(圖7—10),考慮樓板組合作用下該節點的破壞模式主要為柱端破壞。這主要是由于鋼筋混凝土樓板的存在,組合梁的截面高度得到有效提高,當梁端承受逐級增大的加載時,組合梁截面中性軸上移,使鋼梁下翼緣的應力和變形不斷增大,最終使下柱柱端板與節點連接模塊蓋板發生屈曲變形。節點連接模塊與預制SRC柱間的剪應力和拉應力主要由高強螺栓承擔,隨著梁端往復位移的不斷增加,下部柱端連接板的屈曲變形增大,柱端高強螺栓在與下柱混凝土連接的過程中被拔出,使得下柱柱內縱筋首先受力并達到屈曲,柱端混凝土破壞,SRC下柱發生鼓曲變形。

圖6 JD-1節點鋼筋和鋼骨應力云圖

圖7 試件JD-1軸壓比應力云圖

圖8 試件JD-2軸壓比應力云圖

圖9 試件JD-3軸壓比應力云圖

圖10 試件JD-4軸壓比應力云圖

隨著軸壓比的增大,節點連接模塊受力增大。其原因是隨著軸壓比的增大,節點連接模塊與上下SRC柱的剪切摩擦強度增加,能夠有效抵制梁端傳遞的剪力,同時在正向彎矩作用下,樓板混凝土受壓,使節點的承載力明顯提高。然而隨著軸壓比的增大,構件相對受壓區高度增大,將導致下柱柱端連接板的螺栓和鋼梁下翼緣的應力增大,節點的塑性轉動能力變差。在軸壓比為0.60時,節點下柱柱端與節點連接模塊變形嚴重,在位移為40 mm時達到峰值荷載的85%,無法繼續加載。

4.2 滯回曲線和骨架曲線

由圖11(a)—(h)可以看出,4個節點試件的滯回曲線形狀和趨勢較為接近。節點正向加載初期,滯回曲線剛度變化不大。達到屈服后,SRC下柱的柱端板和節點連接模塊翼緣連接板出現塑性變形,隨著變形的增加,加載剛度逐步降低。隨著加載循環次數的增加和荷載的增大,節點連接模塊與下柱連接處變形加大,下柱柱端縱筋屈曲,柱端混凝土破壞,下柱柱端螺栓從混凝土中拔出,節點滯回曲線正向加載出現明顯捏縮和剛度退化現象。而節點反向加載時,由于正向加載讓柱端各連接板產生的殘余應變和殘余應力存在,節點變形增大,滯回曲線表現為梭形且發展平緩。

圖11 節點滯回曲線和骨架曲線

從圖11(i)中可以看出,節點的破壞過程分為3個階段,分別為初期彈性、中期彈塑性以及后期破壞階段。在初期彈性階段各試件剛度相差不大,但后期各試件的承載力隨著軸壓比的升高而增大,這主要是由于軸壓比的增大使得節點各部件連接更加緊密,且在一定程度上限制了柱端螺栓的側向滑移,讓梁端的力能夠更有效地傳遞到節點連接模塊和SRC柱上。然而當軸壓比為0.60時,試件反向加載時剛度退化迅速,原因是隨著軸壓比的增加,構件相對受壓區高度增大,節點的塑性轉動能力變差,且前期累計的殘余應力和殘余應變加大,使節點下柱柱端嚴重變形,無法繼續加載,故為保證結構或試件的延性,應合理控制軸壓比。

4.3 延性和耗能能力

節點出現破壞之前,在其承載力無顯著降低的條件下經受塑性變形的能力被稱為框架節點延性。位移延性系數μΔ=Δu/Δy,其中Δu為試件的極限位移,Δy為第一次屈服時的梁端位移。結構的耗能能力可以用試件的荷載-變形滯回曲線所包圍的面積來衡量,具體來說是采用能量耗散系數(E)和等效黏滯阻尼系數(he)[16],如圖12所示,he的定義如下:

圖12 滯回環計算

(1)

由表2可知,4個節點試件的等效黏滯阻尼系數均小于0.2,表明節點耗能能力較差,這主要是由于節點連接模塊與下柱連接板屈曲變形過大和螺栓被拔出導致節點發生柱端破壞。四個節點試件的平均位移延性系數分別為2.90,3.29,4.33和2.96,從JD-1到JD-3平均位移延性系數隨軸壓比的增大而增大。隨著軸壓比的增加,柱端連接板與節點連接模塊的連接更加緊密,加大剪切摩擦作用,使梁端受剪承載能力增大,節點不易發生剪切破壞。但當軸壓比為0.60時,節點平均位移延性系數降低,原因是隨著軸壓比的增加,構件相對受壓區高度增大,節點的塑性轉動能力變差。為保證結構或試件的延性,應合理控制軸壓比。

表2 不同軸壓比下節點受力性能指標

4.4 剛度退化

同一梁端位移水平下的環線剛度K常被用來表征節點試件的剛度退化,其計算公式為

(2)

由圖13可以看出,在梁端往復位移載荷作用下,各試件環線剛度整體變化趨勢相近,即節點在進入彈塑性階段后迅速退化,之后隨著鋼材的塑性發展和強化,剛度退化趨于平緩。前期試件正向剛度大于負向剛度,是由于螺栓被拔出、下柱端板變形過大導致下柱柱端混凝土破壞等綜合因素造成。后期由于正向加載時鋼材強化,反向加載時試件具有更高的剛度和承載力。各試件剛度后期下降平緩,表明軸壓比在加載后期對節點剛度退化影響較小。

5 結論

1) 數值模擬所得的節點模型的滯回曲線、骨架曲線和破壞形態與試驗結果比較接近,說明本文建立的有限元模型是有效的。

2) 由于節點連接模塊和下柱柱端連接處鋼板變形和螺栓被拔出,導致考慮樓板組合作用的節點主要破壞模式為柱端破壞。

3) 當軸壓比為0.15～0.40時,隨著軸壓比的增大,節點承載力和延性都有所提高,加載后期節點試件剛度退化速率加快。軸壓比越大,節點前期的剛度退化越明顯,后期則影響較小。

4) 由于混凝土樓板的存在,當梁端位移方向向上時,節點的承載力明顯提高,但同時梁下翼緣的應力和變形也隨之增大,更容易在此處產生破壞,所以在實際設計中應考慮鋼梁下翼緣的加強設計,如增加下翼緣受拉面積、增設加強板等。