考虑楼板组合效应的装配式SRC柱-钢梁中节点非线性分析

谭文娅,刘继明,时 伟,吴成龙

(青岛理工大学 土木工程学院,青岛 266525)

随着建筑工业化的发展,为加快建筑结构转型升级,装配式钢筋混凝土和装配式钢结构在低层建筑和大空间结构中得到广泛推广[1],对于高层建筑而言,要满足其抗震要求和承载能力要求,可考虑使用承载力、刚度、延性和耗能能力更好的装配式型钢混凝土组合结构,国内外学者对此进行了大量研究。YANG等[2]设计了11个实心部分预制型钢骨混凝土(PPSRC)柱和3个空心PPSRC柱试件,研究PPSRC柱在箍筋间距、现浇混凝土强度和翼缘剪力钉影响下的力学性能。KOETAKA等[3]提出了一种高度装配化的节点形式,通过试验证明该连接具有良好的力学性能。KESHAVARZI等[4]通过有限元可变参数分析研究了一种梁柱节点的传动机理和角撑板性能,并根据试验中接头的塑性角可以达到0.06 rad,证明其具有良好的延性。WU等[5-7]等提出了一种由节点模块、预制H型钢混凝土柱和钢梁组成的新型模块化预制组合框架节点,并对该节点进行了一系列试验和有限元研究,分析了不同梁柱刚度比、3种不同连接方式节点的抗震性能,研究结果表明该新型节点具有很高的承载能力和良好的抗震性能,且随着刚度比的增大,节点破坏模式由梁端弯曲破坏发展为节点剪切破坏和柱端压弯破坏。

对于楼板组合作用对于组合节点的影响,国内外学者也做了一系列研究。KIM等[8]对五个带楼板的组合节点试件进行试验研究,结果表明楼板对节点性能有极大影响,给出了三种加固方案。LEE等[9]通过研究北岭地震中楼板对梁翼缘连接的破坏模式,对三种带楼板焊接钢节点进行了试验,结果表明楼板对节点抗震性能有负面影响。李威[10]对带楼板的圆钢管混凝土柱-钢梁外环板式框架节点进行了梁端往复荷载试验,试验结果表明该类节点的刚度退化和强度退化稳定,抗震耗能能力良好。徐晋东等[11]采用试验和有限元模拟对照的方法对楼板组合作用下钢管混凝土柱-钢梁节点进行了研究,发现梁柱线刚度比对节点延性和刚度都有较大影响。张猛[12]对带楼板的中空夹层钢管混凝土柱-钢梁节点进行了试验研究,发现SBTD混凝土楼板对节点在正负弯矩作用下的延性系数和转动能力有较大影响。

梁柱节点的连接方式直接影响装配式型钢混凝土组合结构的受力性能,而楼板的存在会对节点的抗震性能和受力性能产生较大影响,但目前对装配式组合结构节点考虑楼板组合效应的相关研究相对较少。本文在课题组前期试验研究基础上[13],利用ABAQUS有限元软件分析不同轴压比下,对考虑楼板组合效应的装配式SRC柱-钢梁组合中节点的滞回曲线、骨架曲线、延性、耗能和刚度退化的影响,旨在为装配式组合结构节点干式连接研究提供参考。

1 节点概况

该新型梁柱节点由截面尺寸为350 mm×350 mm的SRC上下柱、280 mm×150 mm×10 mm×10 mm的H型钢梁以及节点连接模块组成。SRC柱由截面尺寸为HW 150 mm×150 mm×7 mm×10 mm的H型钢、四根直径为20 mm的HRB400纵筋、直径为8 mm间距为100 mm的HPB300箍筋、柱端连接板以及外包C40混凝土组成。节点连接模块由节点模块盖板和带肋方钢管焊接组成,加劲板与方钢管通过焊接连接。节点连接螺栓均采用S10.9摩擦型高强螺栓,其中SRC柱与节点连接模块通过24个M20高强螺栓连接,梁腹板与节点连接模块通过6个M24高强螺栓连接。装配式SRC柱-钢梁中节点如图1所示。

图1 装配式SRC柱-钢梁中节点(单位:mm)

为研究楼板组合效应对该新型节点抗震性能的影响,按照文献[14]的要求,取楼板计算单元为1000 mm×2920 mm,现浇板按双向板设计,分别在板底和板顶布置直径为10 mm、间距为100 mm的受力筋和分布筋(图2),板内钢筋在柱边及楼板边缘进行适当加密。为满足抗剪连接件的受剪承载能力,采用直径为19 mm、高80 mm的圆柱头焊钉,栓钉沿梁跨方向间距为150 mm,横向间距为80 mm。楼板混凝土强度等级为C40,保护层厚度为15 mm,板内所有钢筋等级均为HRB400。

图2 楼板布筋(单位:mm)

2 有限元模型建立

2.1 材料本构模型

为准确模拟构件的受力性能,本文所有钢材均采用Q345B钢,在建模分析时考虑Mises屈服条件以及混合强化模型,钢材密度为7.85×103kg/m3,钢材及高强螺栓的弹性模量均取值为2.06×105MPa,泊松比为0.3。钢材应力-应变曲线采用不考虑刚度退化的双折线强化模型,强化阶段的弹性模量取弹性阶段弹性模量的1%。SRC柱外包混凝土强度等级为C40,建模时采用ABAQUS中的混凝土塑性损伤模型,混凝土本构关系根据《混凝土结构设计规范》(GB 50010—2010)附录C.2[15]推荐的应力-应变曲线得到。

2.2 网格单元和相互作用

采用有限元软件ABAQUS 6.14-2 版本对装配式SRC柱-钢梁中节点进行非线性分析和验证。建模时采用分离式模型,钢筋选用T3D2三维桁架单元,混凝土、型钢以及螺栓均采用C3D8R三维实体单元,确保模型计算精度高,避免出现模型剪切自锁现象。

在对模型进行网格划分时,根据实验结果和多次试算,对节点连接模块、上下柱与节点连接模块连接处,以及梁与核心区连接处进行网格加密处理,沿厚度方向至少划分两个单元,以提高计算精确性;对于节点影响较小的梁加载端、上下柱端等位置,则划分较粗网格,以降低计算时间成本。螺栓作为节点中的重要连接方式,为了确保其计算精度,对螺栓和螺栓孔周围都单独进行分割,确保其网格规整,如图3所示。

图3 网格划分

在设置相互作用时,SRC柱内钢骨和钢筋笼通过“内置”命令内置于柱混凝土中,节点连接模块各部件、柱端板与H型钢骨、钢梁翼缘连接板等使用焊接连接的部件均采用“绑定”命令模拟焊接。节点其他各部件的接触均沿法线方向采用“线性”接触,接触刚度为5000,切线方向采用各向同性的“罚”接触,摩擦系数为0.35。

考虑楼板作用的节点有限元模型各材料属性、单元类型、网格划分、边界条件及加载方式与原有节点模型一致。楼板钢筋通过“内置区域”命令内置于楼板混凝土内,为缩短软件的计算和运行时间,考虑实际施工情况下在钢梁上会设置足够多的抗剪焊钉,使用“绑定”指令等效约束混凝土板底与钢梁上翼缘,达到完全抗剪连接的效果。

2.3 边界条件及加载制度

为了更好地模拟试验真实情况,节点柱端加载板上下截面分别耦合在相应的截面顶端参考点上,并在柱顶沿x方向施加844 kN恒定轴压力(轴压比为0.25)。让柱底形成沿y轴转动的固定铰支座,模型的边界条件如图4所示。

图4 边界条件

节点采用的M20和M24高强螺栓预紧力分别为155和225 kN[14],为了避免由于一开始施加的荷载过大使螺栓连接处出现变形影响模型计算不收敛,两种高强螺栓预紧力采用分步叠加的方式进行施加。根据试验实际,确定模型加载位置为距梁端160 mm处,模型通过位移控制加载的方式在梁端耦合点进行往复加载,节点达到屈服前每级位移为5 mm,屈服后加载位移为屈服位移的整数倍。

3 有效性验证

模型的有效性和可靠性验证将根据试验结果,从滞回曲线、骨架曲线和力学性能指标三方面进行。规定节点均以左梁位移向下加载、右梁位移向上加载为正向加载,左梁对应的荷载值为正,右梁对应的荷载值为负。

从图5(a)可知,试验和有限元模拟的骨架曲线趋势较为接近,加载至极限荷载时,有限元模拟所得极限承载力略大于试验所得。

图5 试验与模拟结果对比

从图5(b)(c)可知,试验滞回曲线出现捏缩现象,有限元模拟的滞回曲线更为饱满。在试验过程中,节点可能会受焊缝残余应力、钢材损伤等因素的影响,使其滞回曲线出现捏缩现象。而相较于试验滞回曲线,在有限元模拟过程中,模型的边界条件较为理想化,使得有限元结果和试验结果略有差异。

根据表1中数据计算可知,有限元模拟所得的节点屈服荷载Py、屈服位移Δy、破坏荷载Pt、破坏位移Δt和延性μ与试验数据吻合较好,其中各项数据的误差均不超过10%,计算得到平均误差为6.47%,有限元模型模拟的结果较为准确,可以用于对节点进一步的参数分析。

表1 试验与模拟受力性能指标

4 轴压比对考虑楼板作用的节点抗震性能影响

为进一步探究考虑楼板作用下轴压比对节点抗震性能的影响,本文设计了JD-1,JD-2,JD-3和JD-4共4个考虑楼板作用的节点试件,其轴压比分别为0.15,0.25,0.40和0.60。

4.1 破坏模式分析

通过在试件梁端施加低周往复的竖向荷载,可以得到不同轴压比下考虑楼板组合作用节点的应力云图如图6—10所示。从图6可以看出,节点应力主要集中在节点核心区、柱端连接板和下柱柱端H型钢骨上。综合不同轴压比下的应力云图来看(图7—10),考虑楼板组合作用下该节点的破坏模式主要为柱端破坏。这主要是由于钢筋混凝土楼板的存在,组合梁的截面高度得到有效提高,当梁端承受逐级增大的加载时,组合梁截面中性轴上移,使钢梁下翼缘的应力和变形不断增大,最终使下柱柱端板与节点连接模块盖板发生屈曲变形。节点连接模块与预制SRC柱间的剪应力和拉应力主要由高强螺栓承担,随着梁端往复位移的不断增加,下部柱端连接板的屈曲变形增大,柱端高强螺栓在与下柱混凝土连接的过程中被拔出,使得下柱柱内纵筋首先受力并达到屈曲,柱端混凝土破坏,SRC下柱发生鼓曲变形。

图6 JD-1节点钢筋和钢骨应力云图

图7 试件JD-1轴压比应力云图

图8 试件JD-2轴压比应力云图

图9 试件JD-3轴压比应力云图

图10 试件JD-4轴压比应力云图

随着轴压比的增大,节点连接模块受力增大。其原因是随着轴压比的增大,节点连接模块与上下SRC柱的剪切摩擦强度增加,能够有效抵制梁端传递的剪力,同时在正向弯矩作用下,楼板混凝土受压,使节点的承载力明显提高。然而随着轴压比的增大,构件相对受压区高度增大,将导致下柱柱端连接板的螺栓和钢梁下翼缘的应力增大,节点的塑性转动能力变差。在轴压比为0.60时,节点下柱柱端与节点连接模块变形严重,在位移为40 mm时达到峰值荷载的85%,无法继续加载。

4.2 滞回曲线和骨架曲线

由图11(a)—(h)可以看出,4个节点试件的滞回曲线形状和趋势较为接近。节点正向加载初期,滞回曲线刚度变化不大。达到屈服后,SRC下柱的柱端板和节点连接模块翼缘连接板出现塑性变形,随着变形的增加,加载刚度逐步降低。随着加载循环次数的增加和荷载的增大,节点连接模块与下柱连接处变形加大,下柱柱端纵筋屈曲,柱端混凝土破坏,下柱柱端螺栓从混凝土中拔出,节点滞回曲线正向加载出现明显捏缩和刚度退化现象。而节点反向加载时,由于正向加载让柱端各连接板产生的残余应变和残余应力存在,节点变形增大,滞回曲线表现为梭形且发展平缓。

图11 节点滞回曲线和骨架曲线

从图11(i)中可以看出,节点的破坏过程分为3个阶段,分别为初期弹性、中期弹塑性以及后期破坏阶段。在初期弹性阶段各试件刚度相差不大,但后期各试件的承载力随着轴压比的升高而增大,这主要是由于轴压比的增大使得节点各部件连接更加紧密,且在一定程度上限制了柱端螺栓的侧向滑移,让梁端的力能够更有效地传递到节点连接模块和SRC柱上。然而当轴压比为0.60时,试件反向加载时刚度退化迅速,原因是随着轴压比的增加,构件相对受压区高度增大,节点的塑性转动能力变差,且前期累计的残余应力和残余应变加大,使节点下柱柱端严重变形,无法继续加载,故为保证结构或试件的延性,应合理控制轴压比。

4.3 延性和耗能能力

节点出现破坏之前,在其承载力无显著降低的条件下经受塑性变形的能力被称为框架节点延性。位移延性系数μΔ=Δu/Δy,其中Δu为试件的极限位移,Δy为第一次屈服时的梁端位移。结构的耗能能力可以用试件的荷载-变形滞回曲线所包围的面积来衡量,具体来说是采用能量耗散系数(E)和等效黏滞阻尼系数(he)[16],如图12所示,he的定义如下:

图12 滞回环计算

(1)

由表2可知,4个节点试件的等效黏滞阻尼系数均小于0.2,表明节点耗能能力较差,这主要是由于节点连接模块与下柱连接板屈曲变形过大和螺栓被拔出导致节点发生柱端破坏。四个节点试件的平均位移延性系数分别为2.90,3.29,4.33和2.96,从JD-1到JD-3平均位移延性系数随轴压比的增大而增大。随着轴压比的增加,柱端连接板与节点连接模块的连接更加紧密,加大剪切摩擦作用,使梁端受剪承载能力增大,节点不易发生剪切破坏。但当轴压比为0.60时,节点平均位移延性系数降低,原因是随着轴压比的增加,构件相对受压区高度增大,节点的塑性转动能力变差。为保证结构或试件的延性,应合理控制轴压比。

表2 不同轴压比下节点受力性能指标

4.4 刚度退化

同一梁端位移水平下的环线刚度K常被用来表征节点试件的刚度退化,其计算公式为

(2)

由图13可以看出,在梁端往复位移载荷作用下,各试件环线刚度整体变化趋势相近,即节点在进入弹塑性阶段后迅速退化,之后随着钢材的塑性发展和强化,刚度退化趋于平缓。前期试件正向刚度大于负向刚度,是由于螺栓被拔出、下柱端板变形过大导致下柱柱端混凝土破坏等综合因素造成。后期由于正向加载时钢材强化,反向加载时试件具有更高的刚度和承载力。各试件刚度后期下降平缓,表明轴压比在加载后期对节点刚度退化影响较小。

5 结论

1) 数值模拟所得的节点模型的滞回曲线、骨架曲线和破坏形态与试验结果比较接近,说明本文建立的有限元模型是有效的。

2) 由于节点连接模块和下柱柱端连接处钢板变形和螺栓被拔出,导致考虑楼板组合作用的节点主要破坏模式为柱端破坏。

3) 当轴压比为0.15～0.40时,随着轴压比的增大,节点承载力和延性都有所提高,加载后期节点试件刚度退化速率加快。轴压比越大,节点前期的刚度退化越明显,后期则影响较小。

4) 由于混凝土楼板的存在,当梁端位移方向向上时,节点的承载力明显提高,但同时梁下翼缘的应力和变形也随之增大,更容易在此处产生破坏,所以在实际设计中应考虑钢梁下翼缘的加强设计,如增加下翼缘受拉面积、增设加强板等。