预制混凝土墙板与钢框架连接节点的力学性能

2020-11-20王占飞张信龙

黑龙江科技大学学报 2020年5期

王占飞，高雪，张信龙

(1.沈阳建筑大学交通工程学院，沈阳 110168； 2.中国建筑东北设计研究院有限公司，沈阳 110168)

0 引言

预制混凝土墙板多用于装配式钢框架结构建筑围护体系中，以外挂形式为主[1]，与主体钢框架结构梁、柱连接，一般作为非结构构件设计，但根据相关文献[2-4]，外挂墙板自身刚度可被用于提高主体结构的抗侧刚度，使结构自振周期变短，改变整体结构动力特性，进而起到抗震耗能作用。若要充分利用外墙板刚度，其与主体结构连接方式至关重要，地震作用时既能提供刚度，又能满足层间位移。因此，为满足上述要求，笔者提出一种新型预制混凝土墙板与主体结构连接方式,在较小地震作用下，墙板起到刚性支撑作用；在较大地震作用下，墙板与主体结构发生相对位移，起到耗散地震能量作用。

利用Abaqus有限元软件对整体模型进行数值分析，通过对梁端施加水平强制位移的方式对6个模型进行单调、往复加载，得到力-位移力学性能曲线、滞回曲线，研究连接节点的受力特征，分析连接节点性能的影响因素以及耗能能力。

1 新型外挂墙板连接概况

新连接节点装配如图1所示，按连接构件不同分为顶部连接与底部连接。顶部连接(图1a)中，摩擦滑动连接组件(图1b)一端与预埋在墙板内钩头螺栓连接，另一端与钢梁焊接。底部连接(图1c)中，承重连接件(图1d)连接方式同顶部连接方式，一端与预埋在墙板内钩头螺栓连接，另一端与钢梁焊接。摩擦连接组件(图1b)由四部分组成：开长圆孔中心钢板、上部夹紧件、下部夹紧件，预紧螺栓；上、下夹紧件中与中心钢板贴合的一面分别开两个圆孔，另一面开长圆孔；预紧螺栓组中的预紧螺栓依次穿过上部夹紧件圆孔、中心钢板长圆孔、下部夹紧件圆孔将其三部分连接，由预紧螺母预紧固定。上、下部夹紧件能够与中心钢板发生水平相对滑移。承重连接件(图1d)由开圆孔角钢与加劲肋焊接组成。

此新型连接充分利用预制混凝土墙板面内刚度，使其满足多水准地震作用下的承载力和变形要求。对于中小地震，墙板所产生的内力没有达到摩擦连组件的滑移摩擦力，预制混凝土外墙板与主体结构不发生相对位移，起刚性支撑作用，减小地震作用主体结构的响应；在罕遇地震下，预制混凝土外墙板所产生的内力达到摩擦连接组件的滑移荷载，预制混凝土外墙板与主体结构发生相对滑移，消耗部分地震能量，减小预制混凝土外墙板自身重量产生的惯性力。另外，摩擦连接组件与预制混凝土外墙板底部连接构件均可工厂加工，现场焊接作业少，且连接件与预制混凝土外墙板均采用螺栓连接，减小热桥效应，提高整体装配率，具有广阔的应用前景[5]。

图1 新型连接节点装配示意Fig. 1 Schematic of new connection node assembly

2 有限元模型的建立

为了研究这种新型连接的力学性能，通过改变滑动摩擦连接组件中预紧螺栓预紧力和底部承重连接位置建立了6个有限元模型，其编号为mx-1～6，墙板尺寸b×h×d为1 700 mm×1 570 mm×150 mm，b为墙板宽度，h为墙板高度，d为墙板厚度。具体的预紧力F和承重连接件距离墙板边缘的距离n参数如表1所示。6个模型连接的构造如图2所示。

表1 参数取值

图2 连接的构造Fig. 2 Geometrical dimensions

在Abaqus有限元分析模型中，采用刚性板代替钢梁，刚性板采用壳单元S4R建模，钢筋采用桁架单元T3D2建模，其余部件均采用实体单元C3D8R建模，整体模型如图3所示。

预制混凝土墙板在有限元分析中采用C30混凝土损伤塑性本构关系[6]，密度为2.5 t/m3，抗压强度σt=20 MPa，抗拉强度σc=2 MPa；顶部、底部连接构件采用Q345钢材，σy=345 MPa，E=2.06×105MPa，ν=0.3；预紧螺栓以及钩头螺栓直径为16 mm，σy=785 MPa[7]，E=2.06×105MPa，ν=0.3；预制混凝土墙板内配置双层构造钢筋，横、纵向均为φ10@150，钢筋采用HRB400，σy=360 MPa，E=2.06×105MPa，ν=0.3；钢材应力-应变关系采用二折线型模型。

图3 整体有限元模型Fig. 3 Overall finite element model

摩擦滑动连接组件中，上、下夹紧件与中心钢板之间的摩擦因数为0.4，构造钢筋、预埋钩头螺栓嵌入到预制混凝土外墙板内，摩擦滑动连接组件与承重连接与刚性板采用Tie连接。

《建筑抗震设计规范》GB50011—2010中规定了多、高层钢结构层间位移角限制，其中中小震层间位移角的限值为1/250，罕遇地震的层间位移角的限值为1/50[8]。不同加载制度下的位移荷载如图4所示。

图4 不同加载制度下的位移—时间曲线Fig. 4 Displacement—time curves of different loading system

在本分析模型中，钢梁底部完全固定，对顶部钢梁梁端施加强制位移s(s为罕遇地震作用下层间位移，取10 mm)。单调加载：顶部梁端RP处施加10 mm单向位移荷载图如图4a所示；往复加载：顶部梁端RP处施加往复位移荷载加载制度如图4b所示，往复递增加载的递增位移幅值为1 mm。

3 有限元分析结果

3.1 单调荷载作用

3.1.1 预紧力大小对节点力学性能的影响

mx-1模型在单调荷载作用下，施加预紧力为4 kN时，加载结束后各部件应力云图如图5所示，外墙板拉应力增大到1.29 MPa，此时外墙板处于弹性阶段，摩擦连接组件中中心钢板发生滑动，开孔位置应力增大到227.3 MPa，承重连接应力增大到129.0 MPa，承重连接件应力增大幅值要大于滑动连接组件。

图5 mx-1各部件应力云图Fig. 5 Each component stress nephogram of mx-1

图6为mx-2在预紧力为6 kN时，水平位移加载到10 mm时的应力云图。图7为mx-3在预紧力为8 kN时，水平位移加载到10 mm时的应力云图。

图6 mx-2各部件应力云图Fig. 6 Each component stress nephogram of mx-2

图7 mx-3各部件应力云图Fig. 7 Each component stress nephogram of mx-3

从图5～7可以看出,预紧力的改变对各部件应力值产生影响，随着预紧力的增大，各个构件的应力均增大，其中外墙板与承重连接应力增大幅度大于其他构件，摩擦滑动连接组件均发生了滑动，由图8力与位移曲线可知，施加强制位移荷载后，mx-1、2、3加载点反力分别为14.9、22.7、30.4 kN，预紧力的增大提高了节点的承载能力，使得各个部件利用更充分。

图8 mx-1、2、3单向加载力与位移曲线Fig. 8 Force-displacement curves of model mx-1, 2 and 3 under monotonic loading

3.1.2 承重构件连接位置对节点力学性能的影响

在预紧力不变的情况下，当n分别为100、200、300 mm时，加载结束后mx-4、5、6的力与位移曲线如图9所示，各部件的应力云图如图10～12所示。

图9 mx-4、5、6单向加载力与位移曲线Fig. 9 Force-displacement curves of model mx-4,5 and 6 under monotonic loading

由图9可知，mx-4、mx-5、mx-6的滑移荷载值均在18.7 kN左右。

图10 mx-4各构件应力云图(n=100 mm)Fig. 10 Each component stress nephogram of mx-4(n=100 mm)

图11 mx-5各构件应力云图(n=200 mm)Fig. 11 Each component stress nephogram of mx-5(n=200 mm)

图12 mx-6各构件应力云图(n=300 mm)Fig. 12 Each component stress nephogram of mx-6(n=300 mm)

由图10～12可以看出，加载结束后3组模型外墙板最大拉应力分别为1.810、1.729、1.639 Mpa，均小于其最大抗拉强度σc=2 MPa，此时墙板处于弹性阶段；承重连接件应力分别为125.0、130.5、138.6 MPa，其他钢构件应力大小变化不明显。由此可知，在预紧力不变的情况下，随着n值的增大，承重连接件所受应力随之增大，外墙板所受拉应力随之减小，其他构件应力变化不明显。