预制装配式钢骨混凝土组合柱抗震性能

2021-09-11王传贻刘继明吴成龙张祥威

辽宁工程技术大学学报（自然科学版） 2021年4期

王传贻，刘继明，吴成龙，张祥威

（青岛理工大学土木工程学院，山东青岛 266033）

0 引言

近年来，中国大力推行建筑工业化，以实现建筑行业的转型升级和可持续发展.符合建筑工业化发展方向的预制装配式结构具有提高劳动生产效率、产品质量可靠和绿色节能环保等优点，逐渐被推广应用[1-3].

目前，工程上对于预制装配式框架柱的连接主要采用湿式连接，对于环境效益好、施工周期短的干式连接应用非常有限.HU[4]等在法兰盘连接的基础上提出一种新型柱-柱连接方式，设计了5 根预制柱和1 根现浇柱并进行拟静力试验，研究结果表明，新型钢板拼接预制柱连接可靠，表现出与现浇柱相似的结构性能.胡伟强[5]等提出2 种柱-柱连接方式，分别为采用刚盒连接的干式连接与半灌浆套筒连接的湿式连接.试验研究表明，两种连接方式的预制柱耗能能力相当，但后者延性更好.李青宁[6-8]等提出一种钢板栓筋柱-柱连接形式并进行了拟静力试验，研究结果表明，采用钢板栓筋连接的预制柱与现浇柱的承载能力及抗震性能相当，但此连接形式仅研究了一个方向的水平栓筋，而实际地震作用为双向，因此缺乏双向水平栓筋连接钢板的构造形式.罗青儿[9]等在传统的装配式混凝土框架柱榫式接头的基础上提出一种新型榫头，并制作6 根预制柱进行低周反复水平载荷试验.汪梅[10]等针对焊接连接提出了一种新型干式连接预制柱，制作了5 个足尺试件并进行了拟静力试验.陈珊珊[11]等为研究装配式梁柱节点的抗震性能，通过ABAQUS 有限元分析节点盖板形状及轴压比对节点抗震性能的影响，研究发现该新型节点在不同参数下均具有较强的抗震性能.

预制装配式组合柱因其连接区受力性能的复杂性成为目前装配式框架结构抗震性能研究的重点与难点.为此，本文提出一种将连接区模块化的新型柱-柱干式连接方式，基于拟静力试验结果，通过ABAQUS 建立9 个有限元模型，研究连接模块位置高度、加劲板和盖板板厚对其抗震性能影响的参数分析，为改进预制装配式钢骨混凝土柱连接区的连接形式提供参考.

1 试验概况

1.1 试件设计与制作

本试验设计2 个足尺钢骨混凝土组合柱试件，编号依次为ZJ-1 和ZJ-2，试件的轴压比分别为0.15和0.3.试件型钢选用Q345B 级钢，钢骨混凝土柱截面尺寸350 mm×350 mm，加载点至基础表面的计算高度为970 mm.纵筋采用4 根直径为20 mm 的HRB400 级钢筋，箍筋采用直径为8 mm 的HPB300级钢筋，间距为100 mm.柱内钢骨截面尺寸HW为150 mm×150 mm×7 mm×10 mm，混凝土强度等级为C40，通过材性试验测得其立方体抗压强度实测值fcu为42.42 MPa.连接模块与钢骨混凝土柱的连接螺栓采用M20 的S10.9 级摩擦型高强螺栓，其弹性模量Es为206 GPa，屈服强度fy为990 MPa，极限强度fu为1 160 MPa.试件的详细尺寸与配筋见图1，钢材的力学性能实测值详见表1.

图1 试件尺寸及截面设计（单位：mm）Fig.1 dimension and section design of specimens（unit:mm）

表1 钢材实测力学性能指标Tab.1 measured value of steel mechanical properties

试件各部件均在加工厂预制完成.连接模块由方钢管、加劲板和盖板通过焊接预制而成.钢骨混凝土柱的预制方法为先焊接钢骨架，即将钢骨两端分别焊接柱端板和柱端加载板，然后将纵筋穿过柱端板上的螺栓孔，其一端通过塞焊焊接于柱端加载板，另一端悬臂于柱端板，悬臂段长为50 mm 并带有刻丝，待与连接模块连接时通过螺母进行连接.最后进行绑扎箍筋与支模浇筑混凝土.预制完成的各部件在现场仅需通过高强螺栓，将连接模块、钢骨混凝土柱以及基座进行拼接.

1.2 加载装置及加载制度

试验加载过程中，先通过2 000 kN 油压千斤顶施加竖向载荷至设计值（456 kN 和911 kN），保持恒定后通过500 kN 电液伺服作动器施加往复水平载荷进行拟静力试验.加载采用层间位移角控制，以1/400 rad 作为加载初始位移角，每次施加位移角为上次位移角的1～2 倍[12]，每级加载循环3 次，直至试件承载力下降至极限载荷的约85%时终止.加载装置设计图、实物图及加载制度示意，见图2.

图2 加载装置设计、实物与制度Fig.2 design drawing of loading device、layout of the loading device、loading protocol

2 有限元模型的建立与验证

2.1 模型的建立

采用ABAQUS 非线性有限元软件对新型预制装配式钢骨混凝土组合柱进行受力性能分析.纵筋和箍筋均选用两节点三维桁架单元T3D2，单元长度为20 mm，其余各部件均采用八节点六面体线性减缩积分单元C3D8R.模型的边界条件与试验一致，将基座设置为完全固定，柱顶面耦合于一点RP1，并于该点处施加轴向力，在柱顶端部耦合于一点RP2，在该耦合点施加与拟静力试验相同的水平位移加载方式.模型中各材料的弹性模量、屈服应力及其对应的塑性应变依据试验中预留试样的材性试验结果进行定义，其中钢材采用带有平台段的多线性等向强化模型[13]，高强螺栓采用三线性等向强化模型[13]，由文献[14]得出钢筋与混凝土的本构关系.将钢筋骨架、“H”型钢柱通过Embedded（内置于）嵌入到混凝土中，组成连接模块的各部件以及柱端板与H 型钢柱之间均采用Tie（绑定）约束，其余各部件间的相互作用关系均设为摩擦接触，摩擦系数取为0.35.有限元模型见图3（以ZJ-2 为例）.

图3 有限元模型Fig.3 finite element model

2.2 有限元模型验证

试件ZJ-2 及其有限元模型的失效模式对比见图4.由图4 可知，ZJ-2 的拟静力试验与有限元模型的失效模式是在连接模块处形成塑性铰.拟静力试验与有限元模型的最终失效模式相近.

图4 ZJ-2 失效模式对比Fig.4 comparison of failure modes of ZJ-2

模型ZJ-2 滞回曲线和骨架曲线与试验结果的对比见图5.表3 给出各阶段模拟值与试验实测值的载荷对比.由图5 与表3 可知：

表3 试验与有限元特征点的载荷对比Tab.3 load comparison of characteristic points between test and finite element

图5 ZJ-2 试验结果与有限元计算结果对比Fig.5 comparison of test results with finite element calculation results of ZJ-2

（1）对比滞回曲线可见，有限元滞回曲线与试验滞回曲线均有一定程度的捏缩效应，两曲线的捏缩趋势基本一致，吻合较好.

（2）对比骨架曲线可见，在弹性阶段时，有限元骨架曲线与试验骨架曲线基本一致，仅在塑性变形时略微分离，主要原因一是试验试件和有限元模型在边界条件上不可避免的存在差异；二是有限元模型各部件间的接触关系与材料本构关系较为理想，有限元模型通过Tie（绑定）约束将方钢管、加劲板及盖板组成连接模块，由于Tie（绑定）约束未考虑部件之间的相对滑动以及钢材的损伤断裂，从而导致各部件连接处不会出现焊缝断裂现象，并且实际构件中材料的非均匀性以及加工缺陷使构件的刚度降低，从而导致试验试件中加劲板的屈服变形与有限元模型相比较大.

（3）对比各阶段特征点的载荷值可知，模拟值与试验值的相对误差为0.01，误差较小.

总体上来看，有限元计算曲线与试验实测曲线趋势一致，且主要特征点的载荷值大致相似，说明所建立的精细化有限元模型能够有效的模拟新型预制装配式钢骨混凝土组合柱在低周往复水平载荷作用下的受力性能，验证了有限元分析计算结果的准确性.

3 有限元参数分析

3.1 模型设计

为进一步分析不同参数对新型预制装配式钢骨混凝土组合柱抗震性能的影响，在此以试验试件ZJ-2 为基本模型，并设计9 个有限元分析模型，模型的参数变化为连接模位置高度、加劲板与盖板板厚.模型设计参数详见表4.

表4 模型参数Tab.4 parameters of specimens

3.2 失效模式

所有模型的最终失效模式均是在连接模块及钢骨混凝土下柱柱脚处形成塑性铰，图6 给出各模型连接模块处相近的失效模式（以模型C1 为例），失效时的位移角详见表5.

表5 各部件失效时的位移角Tab.5 drift ratio of each fracture mode

图6 连接模块失效模式Fig.6 connection module failure mode

由图6 与表5 可知，加载初期，模型外形无明显变化；加载至1/33 rad 时，柱端板与混凝土结合面分离；随后，在位移角约为1/50～1/25 rad 时盖板与柱端板界面分离；随着位移角增加至1/25～1/17 rad，加劲板局部屈曲变形；在位移角约为1/20～1/17 rad，方钢管局部屈曲变形.

图7 和图8 分别显示各模型在加载过程中最终失效时的下柱混凝土受压应力与对应峰值载荷时的下柱钢筋笼应力.

由图7 和图8 可知，各模型的下柱混凝土均达到极限抗压强度，纵筋及紧邻接头部位的箍筋达到或接近实际屈服强度，表明该新型连接模块能够在上下柱间有效传递载荷，且紧邻接头部位的箍筋被充分利用，在实际构件设计中对此部位的箍筋应加强约束.

图7 下柱混凝土应力Fig.7 stress display of lower concrete column

3.3 骨架曲线

图9 为模型参数对骨架曲线的影响.采用斜率系数法[15]确定骨架曲线的屈服点，并取骨架曲线上载荷下降至峰值载荷的85%时为极限载荷，相应的位移为极限位移，将各模型正负加载方向的初始刚度、屈服载荷、峰值载荷、极限载荷等特征点取均值后的计算结果汇总于表6.由图9与表6可知：

表6 模型特征点计算结果Tab.6 calculation results of specimens at characteristic points

图9 模型参数对骨架的影响Fig.9 influence of parameters on skeleton

（1）模型C2 的Ke、Py和Po比模型C1 分别提高了48%、41%和30%，模型C1 的Ke、Py和Po比模型ZJ-2 分别提高了62%、26%和24%，表明连接模块位置高度的上升可有效提高模型的水平承载力与刚度.结合图7 可知，连接模块位置高度的上升使连接模块所受弯矩逐渐减小，钢骨混凝土下柱受弯矩影响的范围逐渐扩大，从而增大了下柱混凝土及钢筋对模型水平承载力和刚度的贡献.但连接模块位置高度的上升使其极限位移减小，载荷下降段较为陡峭，说明提升连接模块位置高度会削弱其延性性能.

（2）对比模型C1、模型C6、模型C7 与模型C8 可知，盖板板厚较大的模型，其初始刚度与水平承载力较大，其中模型C8 的Ke、Py和Po比模型C7 分别提高了12%、14%和17%，模型C7 的Ke、Py和Po比模型C6 分别提高了14%、9%和9%，模型C6 的Ke、Py和Po比模型C1 分别提高了5%、6%和10%.这是由于盖板板厚的增加使盖板局部翘曲的可能性降低，增强了连接模块的受力整体性，使钢筋和混凝土因盖板的局部翘曲而产生延缓受力现象的可能性降低，进而提高了钢骨混凝土柱对模型刚度及水平承载力的贡献.

（3）对比模型C1、模型C3、模型C4 与模型C5 可知，随着加劲板板厚的增大，模型的初始刚度和水平承载力增大，其中模型C5 的Ke、Py和Po比模型C4 分别提高了12%、3%与5%，模型C4的Ke、Py和Po比模型C3 分别提高了7%、4%与5%，模型C3 的Ke、Py和Po比模型C1 分别提高了10%、7%与6%.但由于加劲板板厚较大的模型对下柱混凝土表面造成的局部失效程度较为严重，使柱端混凝土发生脆性破坏的可能性增加.

3.4 位移延性

各模型极限位移角和位移延性系数计算结果见表6.由表6 可知：

（1）所有模型的位移延性系数均大于2，其中最大值为3.21，最小值为2.54，平均值为3.01.各模型的极限位移角均远超过GB50011-2010《建筑抗震设计规范》[16]规定的不小于1/50 rad 的要求.其中最大值为1/17 rad，最小值为1/20 rad，平均值为1/17 rad.说明新型预制装配式钢骨混凝土组合柱在本研究的不同设计参数下均具有良好的延性性能.

（2）模型ZJ-2 的位移延性系数为模型C1 的1.0 倍，模型C1 的极限位移角与位移延性系数均为模型C2 的1.2 倍，表明连接模块位置高度的上升削弱了模型的延性性能.

（3）对比模型C1、模型C3、模型C4 与模型C5 可知，加板板厚的增大使其位移延性系数也随之降低，塑性变形能力稍差.

（4）对比模型C1、模型C6、模型C7 与模型C8 可知，盖板板厚的增大使其位移延性系数相应增大，塑性变形能力较好.

3.5 刚度退化

模型的刚度退化情况采用割线刚度Ki=Pi/Δi表示，其中Pi和Δi分别为第i级加载时的峰值载荷及其对应的位移[17]，图10 给出模型参数对刚度退化的影响，可知：

图10 刚度退化Fig.10 stiffness degradation

（1）各模型的刚度均随着位移的增大而减小，在加载初期刚度退化较快，加载后期刚度退化较为缓慢并趋于平稳，表明新型预制装配式钢骨混凝土组合柱在不同参数下的抗侧移能力较强.各模型的刚度退化曲线大致可分为：快速退化阶段（位移角小于1/50 rad）、相对较快退化阶段（位移角约1/50～1/20 rad）和缓慢退化阶段（位移角大于1/20 rad）.

（2）对比模型ZJ-2、模型C1 和模型C2 可知，连接模块位置高度的上升使模型的初始刚度增大，但随着各模型逐渐屈服后，其刚度退化较快，这是由于模型屈服后，模型的失效程度更严重所致.

（3）对比模型C1、模型C3、模型C4 和模型C5 以及模型C1、模型C6、模型C7 和模型C8 可知，加劲板与盖板板厚的增大使模型的刚度略大，但对模型的刚度退化速率无显著影响.