多腔鋼管混凝土T形柱H型鋼梁裝配節點抗震性能研究

郭建營, 張傳琪, 完海鷹, 陳安英

(合肥工業大學 土木與水利工程學院,安徽 合肥 230009)

鋼結構與混凝土結構相比具有輕質高強的優點,隨著綠色建筑的發展及裝配結構的廣泛應用,裝配式鋼結構節點及其研究成為一個熱點課題。文獻[1]采用構件法,以“T形件”作為基礎,對各個構件的剛度進行求解,并提出在負彎矩作用下端板與半剛性鋼管混凝土接頭的初始剛度計算公式;文獻[2]進行帶“保險絲”的高強鋼節點低周往復試驗,結果表明,高強鋼具有優異的彈性變形能力,“保險絲”連接板具有控制節點應力、保護節點框架的作用,具有優異的抗震性能;文獻[3]根據是否有削弱段及削弱段的位置,設計3種帶懸臂梁的Z 形裝配式拼接節點,并通過靜力試驗與有限元模擬研究節點的破壞模式與受力性能,試驗結果與模擬計算值吻合良好,Z 形節點擁有良好的力學性能;文獻[4]對支管受拉、受壓圓鋼管混凝土Y形節點在不同失效方式下的受力特性與破壞機制進行分析,并根據其在不同失效方式下的破壞機制和受力狀況,建立一個合理的計算模型,給出支管截面形狀為圓形或矩形的圓鋼管混凝土Y形節點極限承載力的計算公式,并進行試驗驗證;文獻[5]對4根圓套圓空心鋼管混凝土柱與鋼梁單邊螺栓端板連接節點進行擬靜力測試,并對端板形狀、柱橫截面的空心率等因素進行研究;文獻[6]對采用單側高強度螺栓連接的鋼管混凝土柱節點進行擬靜力加載與有限元分析,并對比分析其滯回曲線和失效模式,以驗證有限元分析模型的正確性;文獻[7-8]利用ABAQUS軟件對鋼管混凝土L形柱-H型鋼梁Z字形節點試驗數據進行驗證,得到結構的載荷-位移曲線、骨架曲線、破壞模式及力學性能指標。隨著高層裝配式住宅的發展,同時為了盡可能地利用室內空間、提升建筑美感,異形柱也應運而生。本文將異形柱與裝配式鋼結構節點結合,基于滑移耗能思想,提出一種多腔鋼管混凝土T形柱H型鋼梁裝配式節點,通過建立的有限元模型對該節點6個試件的抗震性能指標進行對比分析。

1 裝配式節點設計與有限元模型

1.1 裝配式節點構造

該節點由帶懸臂梁段多腔鋼管混凝土T形柱、普通梁段及連接件組成。懸臂梁和多腔鋼管混凝土T形柱在工廠提前焊接預制,連接件由高強螺栓、腹板連接件和翼緣連接板構成。T形柱H型鋼梁裝配式節點構造模型如圖1所示。

圖1 T形柱H型鋼梁裝配式節點構造模型

1.2 試件設計

T形柱由5個腔體組成,每個腔體為邊長150 mm的正方形,鋼管厚度為5 mm。梁采用H型鋼,規格為H200 mm×150 mm×12 mm×18 mm;螺栓采用10.9級M24,鋼材采用Q345B。梁長為1 350 mm,柱高為3 000 mm。設計6個試件,研究連接件厚度與連接方式對節點力學性能的影響。試件蓋板厚度與腹板尺寸見表1所列。

表1 試件蓋板厚度與腹板尺寸

1.3 材料本構模型

混凝土本構模型采用混凝土塑性損傷模型,塑性參數取值見表2所列。表2中,σb0/σc0為混凝土的雙軸受壓與單軸受壓極限壓強比。鋼材本構模型采用彈-塑性強化模型,鋼材彈性模量為206 GPa,泊松比為0.3,其他力學性能參數取值見表3所列。

表2 混凝土材料塑性參數取值

表3 鋼材部分力學性能參數取值

1.4 網格劃分、接觸定義及邊界條件

網格劃分采用實體單元C3D8R,考慮摩擦及螺桿與孔壁接觸,摩擦系數為0.3;鋼管與混凝土摩擦系數[9]為0.25。有限元模型如圖2所示。

圖2 T形柱H型鋼梁裝配式節點有限元模型

采用耦合約束將柱頂與柱底截面分別耦合至形心參考點,限制參考點x、y、z3個方向的平動自由度,允許柱頂與柱底發生轉角位移。對鋼梁施加側向約束,限制沿y方向的位移與轉角,防止鋼梁發生平面外失穩破壞。

1.5 加載制度

將鋼梁截面耦合至形心參考點,控制層間位移角θ,將低周往復荷載作用于參考點。在θ=0.003 75 rad、θ=0.005 00 rad、θ=0.007 50 rad下循環6次,在θ=0.010 rad下循環4次,在θ=0.015 rad、θ=0.020 rad下循環2次,然后以θ=0.010 rad的增量加載,每級加載循環2次。加載制度下的梁端位移、層間位移角變化如圖3所示,假定梁端荷載降至峰值承載力的85%時,結構就會發生失效。螺栓預緊力為225 kN,柱端軸壓比為0.2。

圖3 加載制度下的梁端位移、層間位移角變化

2 數值分析結果

2.1 節點受力過程

受力過程分4個階段: ① 彈性階段,拼接部分未產生滑移,節點僅有微小的整體性轉動; ② 滑動階段,連接件與梁產生滑動,當孔壁與螺栓接觸擠壓后滑動減小; ③ 強化階段,連接件出現塑性變形,栓桿與孔壁之間的擠壓力增大,材料進入強化階段;④ 承載力下降階段,蓋板大面積彎曲,達到極限承載力,普通梁段第1排螺栓處蓋板出現頸縮,最外排螺栓孔部分區域產生塑性變形,節點承載力降低。除懸臂梁螺栓處部分區域產生塑性變形,梁柱大部分區域保持彈性狀態,無明顯損壞。

2.2 滯回曲線

6個試件的滯回曲線如圖4所示。加載初始階段節點處于彈性狀態,滯回曲線保持直線。當位移逐漸增大,連接件產生滑動,曲線斜率逐漸減小、出現微弱捏縮現象,節點承載力增速減慢。節點屈服前滯回曲線呈飽滿梭形,此時位移荷載較小,螺桿與孔壁承壓受力較小,耗能主要由蓋板塑性變形承擔。加載后期,螺栓孔壁擠壓、摩擦滑移和蓋板塑性變形共同耗能,蓋板進入強化階段,螺桿與孔壁之間的擠壓力增加,節點剛度增加,承載力逐漸增大;承載力達到峰值后逐漸下降,當蓋板大面積達到極限應變,產生嚴重彎曲現象時,承載力下降至峰值的85%,認為節點破壞、不適于繼續承載。從圖4可以看出:試件BASE1、BASE2滯回曲線最飽滿,這是由于腹板連接件使得剛度增加,摩擦力增加,耗能能力增強;試件BASE-GB1、BASE滯回曲線較為飽滿,表明抗震能力良好;隨著蓋板厚度持續增大,滯回曲線捏縮逐漸明顯,使懸臂梁端更多區域進入塑性變形。因此,為了保護節點核心區,實現震后快速修復,建議連接蓋板厚度取12～14 mm。

圖4 6個試件的滯回曲線

2.3 骨架曲線

6個試件的骨架曲線如圖5所示。由圖5可知,節點受力可以分為4個狀態,即彈性狀態、滑移狀態、承載力強化狀態與承載力下降狀態。彈性狀態時骨架曲線為直線,試件曲線的斜率大致相近,試件的初始剛度一致;進入滑移狀態后骨架曲線斜率逐漸減小,6個試件的曲線斜率稍有差異;滑移增加使螺桿與孔壁接觸擠壓,節點進入承載力強化狀態,骨架曲線斜率逐漸平穩;蓋板大面積進入塑性階段,產生嚴重彎曲現象,節點承載力逐漸降低至峰值承載力85%以下,結構失效、發生破壞。

圖5 6個試件的骨架曲線

以試件BASE-GB1為例,在梁端位移9.5 mm(θ=0.006 rad)之前,節點大致保持彈性狀態,骨架曲線為直線,然后出現明顯滑移,曲線斜率逐漸減小。在梁端位移21.4 mm(θ=0.014 rad)時,節點屈服,曲線斜率繼續減小;鋼結構大震作用下的彈塑性層間位移角限值為0.020 rad,說明連接件的滑移耗散能量使節點具有震后修復的功能。在梁端位移45.4 mm(θ=0.030 rad)時,栓桿與孔壁之間的擠壓力增大,曲線斜率逐漸增大,試件承載力緩慢提高,此時梁截面均未見明顯塑性變形。在梁端位移61.5 mm(θ=0.040 rad)時,節點達到峰值承載力。在梁端位移78.3 mm(θ=0.051 rad)時,節點承載力下降到峰值的85%,不適于繼續承載,節點破壞。

2.4 性能指標

6個試件的力學性能指標取值見表4所列。表4中:Py為屈服荷載;Δy為屈服位移;Pu為極限荷載;Δu為極限位移;u為位移延性系數,u=Δu/Δy。由表4可知,隨著蓋板厚度增加,節點剛度、屈服荷載與極限荷載增大,延性降低。試件BASE、BASE-GB1延性較好,試件BASE-GB2、BASE-GB3的位移延性系數均未超過3.0,說明蓋板厚度不宜過大。試件BASE1、BASE2與BASE相比,屈服荷載和極限荷載增加,延性保持良好。

試件BASE1的承載力與延性均優于BASE2,原因是當腹板面積過大、與翼緣接觸頂緊時,荷載會更多地通過腹板傳遞給懸臂梁,使核心區提前進入塑性,削弱翼緣蓋板的耗能保護作用。因此,腹板面積不宜過大,應與翼緣保持一定的緩沖距離。

節點初始剛度K0=Mj/φ,Mj為初始彎矩,φ為梁柱相對轉角。根據文獻[10],K0≥25EIb/l(E為材料的彈性模量,Ib為節點連接件的截面剛度,l為計算長度)屬于剛性連接,試件BASE-GB2、BASE-GB3加載下K0均大于25EIb/l,節點屬于剛性連接。

2.5 轉動能力

6個試件轉動能力的模擬結果見表5所列。

表5 6個試件轉動能力的模擬結果 單位:rad

表5中:θu為極限轉角,即Δu對應的試件轉角;θy為屈服轉角,即Δy對應的試件轉角;θp為塑性轉角,θp=θu-θy。當θp≥0.03 rad時符合對剛節點的設計規定。由表5可知,節點的塑性轉動能力在正向與負向大致相同,試件具有良好的轉動能力。

3 結 論

本文基于滑移耗能思想,提出一種多腔鋼管混凝土T形柱H型鋼梁裝配節點,并對其抗震性能指標進行數值模擬研究,得到以下結論:

1) 多腔鋼管混凝土T形柱H型鋼梁裝配節點的滯回曲線呈飽滿的梭形,抗震性能良好。節點在正、負向具有相似的力學性能與優異的轉動能力,具有震后可修復功能。

2) 腹板連接件可以提高節點初始剛度、屈服荷載與極限荷載,同時使節點具有良好的延性。腹板連接件面積不宜過大,應該與翼緣保持一定的緩沖距離。

3) 增大翼緣連接蓋板厚度,節點屈服荷載與極限荷載增加,延性降低。建議連接蓋板厚度取12～14 mm,使節點具有可靠的承載力與優異的變形能力。