預(yù)制混凝土墻板與鋼框架連接節(jié)點(diǎn)的力學(xué)性能

王占飛，高 雪，張信龍

(1.沈陽建筑大學(xué) 交通工程學(xué)院，沈陽 110168； 2.中國(guó)建筑東北設(shè)計(jì)研究院有限公司，沈陽 110168)

0 引 言

預(yù)制混凝土墻板多用于裝配式鋼框架結(jié)構(gòu)建筑圍護(hù)體系中，以外掛形式為主[1]，與主體鋼框架結(jié)構(gòu)梁、柱連接，一般作為非結(jié)構(gòu)構(gòu)件設(shè)計(jì)，但根據(jù)相關(guān)文獻(xiàn)[2-4]，外掛墻板自身剛度可被用于提高主體結(jié)構(gòu)的抗側(cè)剛度，使結(jié)構(gòu)自振周期變短，改變整體結(jié)構(gòu)動(dòng)力特性，進(jìn)而起到抗震耗能作用。若要充分利用外墻板剛度，其與主體結(jié)構(gòu)連接方式至關(guān)重要，地震作用時(shí)既能提供剛度，又能滿足層間位移。因此，為滿足上述要求，筆者提出一種新型預(yù)制混凝土墻板與主體結(jié)構(gòu)連接方式,在較小地震作用下，墻板起到剛性支撐作用；在較大地震作用下，墻板與主體結(jié)構(gòu)發(fā)生相對(duì)位移，起到耗散地震能量作用。

利用Abaqus有限元軟件對(duì)整體模型進(jìn)行數(shù)值分析，通過對(duì)梁端施加水平強(qiáng)制位移的方式對(duì)6個(gè)模型進(jìn)行單調(diào)、往復(fù)加載，得到力-位移力學(xué)性能曲線、滯回曲線，研究連接節(jié)點(diǎn)的受力特征，分析連接節(jié)點(diǎn)性能的影響因素以及耗能能力。

1 新型外掛墻板連接概況

新連接節(jié)點(diǎn)裝配如圖1所示，按連接構(gòu)件不同分為頂部連接與底部連接。頂部連接(圖1a)中，摩擦滑動(dòng)連接組件(圖1b)一端與預(yù)埋在墻板內(nèi)鉤頭螺栓連接，另一端與鋼梁焊接。底部連接(圖1c)中，承重連接件(圖1d)連接方式同頂部連接方式，一端與預(yù)埋在墻板內(nèi)鉤頭螺栓連接，另一端與鋼梁焊接。摩擦連接組件(圖1b)由四部分組成：開長(zhǎng)圓孔中心鋼板、上部夾緊件、下部夾緊件，預(yù)緊螺栓；上、下夾緊件中與中心鋼板貼合的一面分別開兩個(gè)圓孔，另一面開長(zhǎng)圓孔；預(yù)緊螺栓組中的預(yù)緊螺栓依次穿過上部夾緊件圓孔、中心鋼板長(zhǎng)圓孔、下部夾緊件圓孔將其三部分連接，由預(yù)緊螺母預(yù)緊固定。上、下部夾緊件能夠與中心鋼板發(fā)生水平相對(duì)滑移。承重連接件(圖1d)由開圓孔角鋼與加勁肋焊接組成。

此新型連接充分利用預(yù)制混凝土墻板面內(nèi)剛度，使其滿足多水準(zhǔn)地震作用下的承載力和變形要求。對(duì)于中小地震，墻板所產(chǎn)生的內(nèi)力沒有達(dá)到摩擦連組件的滑移摩擦力，預(yù)制混凝土外墻板與主體結(jié)構(gòu)不發(fā)生相對(duì)位移，起剛性支撐作用，減小地震作用主體結(jié)構(gòu)的響應(yīng)；在罕遇地震下，預(yù)制混凝土外墻板所產(chǎn)生的內(nèi)力達(dá)到摩擦連接組件的滑移荷載，預(yù)制混凝土外墻板與主體結(jié)構(gòu)發(fā)生相對(duì)滑移，消耗部分地震能量，減小預(yù)制混凝土外墻板自身重量產(chǎn)生的慣性力。另外，摩擦連接組件與預(yù)制混凝土外墻板底部連接構(gòu)件均可工廠加工，現(xiàn)場(chǎng)焊接作業(yè)少，且連接件與預(yù)制混凝土外墻板均采用螺栓連接，減小熱橋效應(yīng)，提高整體裝配率，具有廣闊的應(yīng)用前景[5]。

圖1 新型連接節(jié)點(diǎn)裝配示意Fig. 1 Schematic of new connection node assembly

2 有限元模型的建立

為了研究這種新型連接的力學(xué)性能，通過改變滑動(dòng)摩擦連接組件中預(yù)緊螺栓預(yù)緊力和底部承重連接位置建立了6個(gè)有限元模型，其編號(hào)為mx-1～6，墻板尺寸b×h×d為1 700 mm×1 570 mm×150 mm，b為墻板寬度，h為墻板高度，d為墻板厚度。具體的預(yù)緊力F和承重連接件距離墻板邊緣的距離n參數(shù)如表1所示。6個(gè)模型連接的構(gòu)造如圖2所示。

表1 參數(shù)取值

圖2 連接的構(gòu)造Fig. 2 Geometrical dimensions

在Abaqus有限元分析模型中，采用剛性板代替鋼梁，剛性板采用殼單元S4R建模，鋼筋采用桁架單元T3D2建模，其余部件均采用實(shí)體單元C3D8R建模，整體模型如圖3所示。

預(yù)制混凝土墻板在有限元分析中采用C30混凝土損傷塑性本構(gòu)關(guān)系[6]，密度為2.5 t/m3，抗壓強(qiáng)度σt=20 MPa，抗拉強(qiáng)度σc=2 MPa；頂部、底部連接構(gòu)件采用Q345鋼材，σy=345 MPa，E=2.06×105MPa，ν=0.3；預(yù)緊螺栓以及鉤頭螺栓直徑為16 mm，σy=785 MPa[7]，E=2.06×105MPa，ν=0.3；預(yù)制混凝土墻板內(nèi)配置雙層構(gòu)造鋼筋，橫、縱向均為φ10@150，鋼筋采用HRB400，σy=360 MPa，E=2.06×105MPa，ν=0.3；鋼材應(yīng)力-應(yīng)變關(guān)系采用二折線型模型。

圖3 整體有限元模型Fig. 3 Overall finite element model

摩擦滑動(dòng)連接組件中，上、下夾緊件與中心鋼板之間的摩擦因數(shù)為0.4，構(gòu)造鋼筋、預(yù)埋鉤頭螺栓嵌入到預(yù)制混凝土外墻板內(nèi)，摩擦滑動(dòng)連接組件與承重連接與剛性板采用Tie連接。

《建筑抗震設(shè)計(jì)規(guī)范》GB50011—2010中規(guī)定了多、高層鋼結(jié)構(gòu)層間位移角限制，其中中小震層間位移角的限值為1/250，罕遇地震的層間位移角的限值為1/50[8]。不同加載制度下的位移荷載如圖4所示。

圖4 不同加載制度下的位移—時(shí)間曲線Fig. 4 Displacement—time curves of different loading system

在本分析模型中，鋼梁底部完全固定，對(duì)頂部鋼梁梁端施加強(qiáng)制位移s(s為罕遇地震作用下層間位移，取10 mm)。單調(diào)加載：頂部梁端RP處施加10 mm單向位移荷載圖如圖4a所示；往復(fù)加載：頂部梁端RP處施加往復(fù)位移荷載加載制度如圖4b所示，往復(fù)遞增加載的遞增位移幅值為1 mm。

3 有限元分析結(jié)果

3.1 單調(diào)荷載作用

3.1.1 預(yù)緊力大小對(duì)節(jié)點(diǎn)力學(xué)性能的影響

mx-1模型在單調(diào)荷載作用下，施加預(yù)緊力為4 kN時(shí)，加載結(jié)束后各部件應(yīng)力云圖如圖5所示，外墻板拉應(yīng)力增大到1.29 MPa，此時(shí)外墻板處于彈性階段，摩擦連接組件中中心鋼板發(fā)生滑動(dòng)，開孔位置應(yīng)力增大到227.3 MPa，承重連接應(yīng)力增大到129.0 MPa，承重連接件應(yīng)力增大幅值要大于滑動(dòng)連接組件。

圖5 mx-1各部件應(yīng)力云圖Fig. 5 Each component stress nephogram of mx-1

圖6為mx-2在預(yù)緊力為6 kN時(shí)，水平位移加載到10 mm時(shí)的應(yīng)力云圖。圖7為mx-3在預(yù)緊力為8 kN時(shí)，水平位移加載到10 mm時(shí)的應(yīng)力云圖。

圖6 mx-2各部件應(yīng)力云圖Fig. 6 Each component stress nephogram of mx-2

圖7 mx-3各部件應(yīng)力云圖Fig. 7 Each component stress nephogram of mx-3

從圖5～7可以看出,預(yù)緊力的改變對(duì)各部件應(yīng)力值產(chǎn)生影響，隨著預(yù)緊力的增大，各個(gè)構(gòu)件的應(yīng)力均增大，其中外墻板與承重連接應(yīng)力增大幅度大于其他構(gòu)件，摩擦滑動(dòng)連接組件均發(fā)生了滑動(dòng)，由圖8力與位移曲線可知，施加強(qiáng)制位移荷載后，mx-1、2、3加載點(diǎn)反力分別為14.9、22.7、30.4 kN，預(yù)緊力的增大提高了節(jié)點(diǎn)的承載能力，使得各個(gè)部件利用更充分。

圖8 mx-1、2、3單向加載力與位移曲線Fig. 8 Force-displacement curves of model mx-1, 2 and 3 under monotonic loading

3.1.2 承重構(gòu)件連接位置對(duì)節(jié)點(diǎn)力學(xué)性能的影響

在預(yù)緊力不變的情況下，當(dāng)n分別為100、200、300 mm時(shí)，加載結(jié)束后mx-4、5、6的力與位移曲線如圖9所示，各部件的應(yīng)力云圖如圖10～12所示。

圖9 mx-4、5、6單向加載力與位移曲線Fig. 9 Force-displacement curves of model mx-4,5 and 6 under monotonic loading

由圖9可知，mx-4、mx-5、mx-6的滑移荷載值均在18.7 kN左右。

圖10 mx-4各構(gòu)件應(yīng)力云圖(n=100 mm)Fig. 10 Each component stress nephogram of mx-4(n=100 mm)

圖11 mx-5各構(gòu)件應(yīng)力云圖(n=200 mm)Fig. 11 Each component stress nephogram of mx-5(n=200 mm)

圖12 mx-6各構(gòu)件應(yīng)力云圖(n=300 mm)Fig. 12 Each component stress nephogram of mx-6(n=300 mm)

由圖10～12可以看出，加載結(jié)束后3組模型外墻板最大拉應(yīng)力分別為1.810、1.729、1.639 Mpa，均小于其最大抗拉強(qiáng)度σc=2 MPa，此時(shí)墻板處于彈性階段；承重連接件應(yīng)力分別為125.0、130.5、138.6 MPa，其他鋼構(gòu)件應(yīng)力大小變化不明顯。由此可知，在預(yù)緊力不變的情況下，隨著n值的增大，承重連接件所受應(yīng)力隨之增大，外墻板所受拉應(yīng)力隨之減小，其他構(gòu)件應(yīng)力變化不明顯。

3.2 往復(fù)荷載作用

各模型的滯回曲線如圖13、14所示。從圖13、14可以看出，在加載初期，加載點(diǎn)反力迅速增大到摩擦滑動(dòng)連接組件的滑移荷載，之后趨于穩(wěn)定。因此得到的滯回曲線基本為直線，加載與卸載部分基本對(duì)稱。

由圖13可知，摩擦滑動(dòng)連接組件中預(yù)緊力越大，滯回曲線所包含面積越大，其抗震性能越好，預(yù)緊力的增大加強(qiáng)了節(jié)點(diǎn)的承載能力，并且提高了節(jié)點(diǎn)的抗震性能。

圖13 mx-1、2、3滯回曲線Fig. 13 Hysteresis curve of mx-1,2 and 3

由圖14可知，在混凝土外掛墻板處于彈性階段時(shí)，摩擦滑動(dòng)連接組件中預(yù)緊力不變，底部承重連接位置不同，其滯回曲線所包含面積無明顯差別。

圖14 mx-4、5、6滯回曲線Fig. 14 Hysteresis curve of mx-4,5 and 6

4 結(jié) 論

(1)隨著預(yù)緊力的增大，滯回曲線所包含面積增大，其耗能能力越強(qiáng)。

(2)隨著底部承重連接與預(yù)制混凝土外墻板邊緣距離的增大，預(yù)制混凝土外墻板拉應(yīng)力有所減小。因此，通過增大底部承重連接與預(yù)制混凝土墻板邊緣距離可減小墻板局部破壞的可能性。

(3)在地震作用下，通過該連接，墻板能夠適應(yīng)層間位移，且連接安全、可靠。當(dāng)遇到罕遇地震時(shí)，新型連接節(jié)點(diǎn)滯回曲線穩(wěn)定、飽滿并能耗散地震能量。