焊接鋼榫卯連接裝配式混凝土柱抗震性能分析

王振波,何耀洋,顏 軍,邵華君

(1.南京工業(yè)大學(xué) 土木工程學(xué)院,江蘇 南京 211800;2.宿遷學(xué)院 建筑工程學(xué)院,江蘇 宿遷 223800)

裝配式混凝土建筑具有縮短施工周期、提高工程質(zhì)量、減少能源消耗、構(gòu)件生產(chǎn)標(biāo)準(zhǔn)化等優(yōu)點(diǎn)[1]?？蚣苤茄b配式建筑的重要受力構(gòu)件,目前大部分裝配柱仍采用濕式連接,干式連接技術(shù)比較落后[2]。采用濕式連接裝配柱[3-7],雖然抗震性能與現(xiàn)澆柱幾乎相同,但仍存在現(xiàn)場(chǎng)濕作業(yè)環(huán)節(jié),違背了裝配式建筑快速、便捷的初衷。很多學(xué)者提出了一些可行的干式連接方式,李青寧等[8-9]對(duì)鋼板箍焊接栓筋連接并采用高強(qiáng)混凝土約束的足尺裝配式混凝土柱進(jìn)行低周反復(fù)試驗(yàn),驗(yàn)證了鋼板箍焊接栓筋連接方式的可靠性,結(jié)果表明預(yù)制柱除了延性略差,其他多項(xiàng)抗震性能指標(biāo)與現(xiàn)澆柱相當(dāng),但其連接構(gòu)造外包鋼管與混凝土之間留有間隙,節(jié)點(diǎn)區(qū)仍需填充速凝灌漿料,很難把控灌漿料質(zhì)量,且這種構(gòu)造方式需預(yù)留孔洞,多道橫向栓筋需穿過鋼板與混凝土柱,對(duì)正難度高,最后還需進(jìn)行焊接,施工效率較低。李進(jìn)等[10]對(duì)鋼板箍螺栓連接裝配柱進(jìn)行了抗震性能研究,結(jié)果表明,裝配柱與現(xiàn)澆柱抗震性能相當(dāng),但延性略差,其連接構(gòu)造也需后填灌漿料,且采用螺栓連接易造成接頭部位強(qiáng)度削減,導(dǎo)致開裂。汪梅等[11-12]對(duì)采用鋼板焊接連接的齒槽式全預(yù)制柱進(jìn)行了低周反復(fù)試驗(yàn),驗(yàn)證了干式連接的可靠性,并提出焊接可應(yīng)用于裝配式結(jié)構(gòu)中,但其節(jié)點(diǎn)區(qū)榫頭為混凝土結(jié)構(gòu),不易制作,且上下吊裝時(shí)易發(fā)生破壞?？梢?目前干式連接仍然存在施工效率低、質(zhì)量難以把控的問題,全干式連接且裝配簡(jiǎn)單的裝配柱的應(yīng)用研究仍存在不足,鑒于此,本文提出了一種新型全干式連接裝配柱。

本文首先進(jìn)行了焊接鋼榫卯連接裝配柱擬靜力試驗(yàn),然后針對(duì)試驗(yàn)中未考慮因素(軸壓比、剪跨比)進(jìn)行數(shù)值模擬,最后探究軸壓比和剪跨比對(duì)焊接鋼榫卯連接裝配柱抗震性能的影響,為其被應(yīng)用于工程實(shí)踐提供可靠依據(jù)。

1 焊接鋼榫卯連接裝配柱

上下預(yù)制柱的關(guān)鍵點(diǎn)是上下預(yù)制縱筋連接方式,為達(dá)到連接上下預(yù)制縱筋的目的,本文將鋼結(jié)構(gòu)中的焊接方式引入進(jìn)來(圖1)。上下預(yù)制柱的端頭處縱筋雙面貼焊于由鋼板軋制而成的鋼榫卯連接件的內(nèi)壁上,焊腳尺寸6 mm,連接區(qū)內(nèi)均不配置橫向鋼筋(圖1(b))。在施工現(xiàn)場(chǎng),上下柱通過鋼榫卯連接件拼裝完成后,只需將連接件拼縫處進(jìn)行對(duì)接橫焊(圖1(c))。拼縫進(jìn)行焊接時(shí),弧長(zhǎng)要壓低,采用多層多道、斜運(yùn)條方式進(jìn)行焊接,成型及融合度較好,要盡量避免夾渣、氣孔等缺陷,以確保焊接質(zhì)量,焊縫質(zhì)量等級(jí)應(yīng)不低于三級(jí)。焊接完成后,上下預(yù)制柱即裝配成整體,裝配方式簡(jiǎn)單且易于施工,施工質(zhì)量也易于保證。

圖1 焊接鋼榫卯連接Fig.1 Welded steel mortise and tenon joint

從力學(xué)性能上分析,連接區(qū)域可視作局部鋼管混凝土結(jié)構(gòu),鋼和混凝土的有效組合共同發(fā)揮作用,抗震性能優(yōu)越,另外,由于內(nèi)部鋼齒槽機(jī)制的存在,有效提高了其抗剪能力。從施工角度上分析,該連接方式完全避免了濕作業(yè),縮短了施工周期,與一些干式連接裝配過程相比,更加簡(jiǎn)單,施工現(xiàn)場(chǎng)吊裝完成后,只需進(jìn)行拼縫處現(xiàn)場(chǎng)焊接這一步驟,具有施工難度低、操作快、質(zhì)量易保證等優(yōu)點(diǎn)。由于鋼板厚度較薄,對(duì)工藝要求較高,制作誤差極易導(dǎo)致拼裝成型后的拼縫出現(xiàn)縫隙,增大焊接難度,鋼榫卯連接件可由有相應(yīng)資質(zhì)的鋼構(gòu)廠標(biāo)準(zhǔn)化批量生產(chǎn),以確保連接件質(zhì)量過關(guān)。

2 試驗(yàn)

2.1 試驗(yàn)概況

為驗(yàn)證焊接鋼榫卯連接的可靠性及分析鋼榫卯連接裝配柱的整體抗震性能,設(shè)計(jì)并制作了不同鋼板厚度下的鋼榫卯連接裝配柱和現(xiàn)澆柱,并對(duì)其進(jìn)行低周反復(fù)加載試驗(yàn),為新型裝配柱應(yīng)用于工程實(shí)踐中提供依據(jù)。

1—連接件拼縫采用焊縫連接；2—820型；3—8@60型，連接區(qū)內(nèi)未配置箍筋；4—上柱縱筋與鋼榫卯連接件兩側(cè)內(nèi)壁焊接；5—上柱鋼榫卯連接件；6—下柱鋼榫卯連接件；7—下柱縱筋與鋼榫卯連接件兩側(cè)內(nèi)壁焊接；8—下柱(配筋與上柱相同) 圖2 試件尺寸及構(gòu)造詳圖(mm)Fig.2 Size and construction details of specimens (mm)

表1 鋼材性能指標(biāo)

2.2 加載裝置和加載制度

試驗(yàn)采用低周反復(fù)加載方式,現(xiàn)場(chǎng)加載裝置如圖3所示。豎向軸壓力通過穩(wěn)定液壓千斤頂施加于柱頂,以確保試驗(yàn)過程中該值恒定。為確保水平加載時(shí),千斤頂與反力梁接觸面的摩阻力最小,千斤頂頂部與反力梁用低摩阻滑動(dòng)小車相連。千斤頂?shù)撞颗c柱頂間放置單向轉(zhuǎn)動(dòng)鉸,柱頂可繞加載方向自由轉(zhuǎn)動(dòng),以模擬柱頂為反彎點(diǎn)這一條件。為避免試件受水平往復(fù)荷載后發(fā)生滑移,試件底座與地面槽道間設(shè)置兩道壓梁,起固定作用。試驗(yàn)時(shí),水平加載點(diǎn)距底座頂面垂直高度(h)為1 340 mm。試件屈服前后均采用位移控制加載模式,試件達(dá)到屈服位移(Δy)之前,按照h/1 000、h/800、h/500、h/300、h/250、h/200、h/150、…,每級(jí)位移循環(huán)1次;試件達(dá)到屈服位移之后,按照1.0Δy、1.5Δy、2.0Δy、2.5Δy、3.0Δy、3.5Δy、4.0Δy、…,每級(jí)位移循環(huán)3次,直至試件破壞,試驗(yàn)加載制度見圖4。

表2 試件設(shè)計(jì)參數(shù)

圖3 試驗(yàn)加載裝置Fig.3 Loading test device

圖4 加載制度Fig.4 Loading system

3 試驗(yàn)結(jié)果與分析

3.1 試驗(yàn)過程及現(xiàn)象

各試件破壞過程相差不大,受力階段可分為以下幾種:彈性階段(無損傷階段)、初始微裂縫階段、裂縫開展階段、初步破壞階段、完全破壞階段。加載初期,基本無裂縫產(chǎn)生,構(gòu)件的變形很小且能完全恢復(fù),加卸載路徑基本重合,此為彈性階段；經(jīng)過幾次加載循環(huán)后,柱體表面慢慢開始出現(xiàn)細(xì)微水平彎曲裂縫,肉眼較難觀察到,此時(shí)進(jìn)入了初始微裂縫階段；水平微裂縫產(chǎn)生后,隨著加載位移逐漸變大,不斷出現(xiàn)新的裂縫,已有裂縫逐漸變寬并延伸,荷載-位移曲線滯回環(huán)很小,耗能不明顯,這個(gè)階段可稱為裂縫發(fā)展階段；當(dāng)裂縫發(fā)展到一定程度后,局部混凝土出現(xiàn)碎裂和破壞,荷載-位移曲線滯回環(huán)不斷變大,水平荷載達(dá)到峰值,這個(gè)階段可稱為初步破壞階段；水平荷載達(dá)到峰值后開始下降,柱腳混凝土破壞不斷加劇,多處混凝土大面積脫落,滯回環(huán)越發(fā)飽滿,耗能非常明顯,直至柱腳兩側(cè)混凝土被壓碎,這個(gè)階段可稱為完全破壞階段。裂縫開展階段,某級(jí)位移幅值下,加載曲線出現(xiàn)拐點(diǎn)時(shí),試件受拉一側(cè)會(huì)有新的裂縫產(chǎn)生,同級(jí)位移幅值下多次加載,新裂縫一般在首次循環(huán)下產(chǎn)生,2到3次循環(huán)后的裂縫數(shù)量基本不會(huì)有變化,但已有裂縫會(huì)變長(zhǎng)、變寬。各試件最終破壞形態(tài)如圖5所示,所有試件均發(fā)生柱根部的彎曲破壞,延性及變形性能較好。

3.2 試驗(yàn)骨架曲線

試件的骨架曲線如圖6所示。由骨架曲線得到各試件不同受力階段的特征點(diǎn)，并匯總于表3,其中,屈服點(diǎn)按能量等效面積法[13]確定,極限點(diǎn)按峰值荷載下降15%確定,位移延性系數(shù)及極限位移角均取正反向平均值。

圖5 試件破壞形態(tài)Fig.5 Failure modes of specimens

圖6 試件骨架曲線Fig.6 Skeleton curves of specimens

由圖6可知:彈性階段各試件骨架曲線相差不大;完全破壞階段,現(xiàn)澆柱Z1試件強(qiáng)度衰減較快,延性與變形性能較差。當(dāng)加載位移為37.5 mm時(shí),Z1試件曲線出現(xiàn)拐點(diǎn),剛度發(fā)生突變,相比于裝配柱,現(xiàn)澆柱加載后期強(qiáng)度和剛度不穩(wěn)定。不同鋼板厚度裝配柱的完全破壞階段的曲線近乎平行,強(qiáng)度衰減速率一致,延性和變形性能相差不大。

由表3可知:裝配柱Z2、Z3試件的正反向峰值承載力平均值分別為現(xiàn)澆柱Z1試件的86.7%和92.3%,位移延性系數(shù)分別為現(xiàn)澆柱Z1試件的124.8%和127.1%,表明裝配柱雖承載力不如現(xiàn)澆柱,但延性較現(xiàn)澆柱有較大提高,連接區(qū)鋼板對(duì)核心混凝土的有效約束作用改善了混凝土的延性。Z2與Z3的承載力及位移延性系數(shù)差異均在6%以內(nèi),表明鋼板厚度對(duì)裝配柱抗震性能影響較小。

3.3 試驗(yàn)耗能

累積滯回耗能可用于評(píng)價(jià)各試件耗能優(yōu)劣,各試件累積滯回耗能變化情況如圖7所示。由圖7可見:各試件累積滯回耗能曲線的斜率隨著加載位移的增大而逐漸變大,耗能能力在試驗(yàn)過程中不斷得到加強(qiáng)。加載初期,曲線平緩,耗能增加并不明顯;隨著位移增大,耗能差異逐漸體現(xiàn)出來。現(xiàn)澆柱Z1試件破壞時(shí)的累積滯回耗能分別為裝配柱Z2和Z3試件的85.6%和76.8%,表明裝配柱耗能能力優(yōu)于現(xiàn)澆柱耗能能力。裝配柱Z2和Z3試件的累積滯回耗能曲線基本重合,表明鋼板厚度對(duì)裝配柱耗能的影響較小。

表3 試件骨架曲線特征點(diǎn)

圖7 試件累積滯回耗能Fig.7 Cumulative hysteretic energy consumption of specimens

3.4 試驗(yàn)剛度退化

本文以割線剛度(K)來分析模型的剛度退化規(guī)律[14],各試件剛度退化結(jié)果如圖8所示。由圖8可見:各試件在循環(huán)往復(fù)荷載作用下,割線剛度隨著加載位移的變大整體呈減小的趨勢(shì),表明試件在循環(huán)往復(fù)荷載作用下出現(xiàn)剛度退化。試件屈服前,剛度退化較快;屈服后,曲線逐漸趨于平緩,表明剛度退化對(duì)試件抗震性能的影響主要集中于試件屈服前這一階段。裝配柱與現(xiàn)澆柱試件的剛度退化曲線下降趨勢(shì)基本一致,表明在相同軸壓比下,裝配柱有著和現(xiàn)澆柱相似的剛度退化規(guī)律。Z2試件初始剛度小于Z1試件初始剛度,Z3試件初始剛度大于Z1試件初始剛度,表明增大鋼板厚度,初始剛度變大,抗震性能更優(yōu)。

4 有限元分析

ABAQUS軟件內(nèi)含的混凝土塑性損傷模型(CDP)以及實(shí)體單元類型(C3D8R)為裝配式混凝土結(jié)構(gòu)的數(shù)值模擬提供了有利條件,對(duì)鋼筋混凝土結(jié)構(gòu)的非線性特性模擬具有較強(qiáng)實(shí)用性[15]。結(jié)合本試驗(yàn)特點(diǎn),混凝土本構(gòu)關(guān)系采用塑性損傷模型,混凝土應(yīng)力(σ)-應(yīng)變(ε)關(guān)系采用《混凝土結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)規(guī)范》(GB 50010—2002)[16]中的σ-ε關(guān)系曲線,鋼筋本構(gòu)關(guān)系采用雙折線彈性模型,鋼筋屈服后σ-ε關(guān)系近似為一條斜線,斜率取線彈性段斜率的1/100。焊接鋼榫卯連接裝配柱數(shù)值模擬最重要的一部分是考慮鋼材和混凝土兩種不同材料的接觸屬性設(shè)置,本文采用通用接觸設(shè)置,鋼和混凝土的摩擦因數(shù)參考文獻(xiàn)[17],取0.35。為了降低模擬成本,同時(shí)保證模擬精度,需合理簡(jiǎn)化模型,模型只考慮試件實(shí)際受力區(qū),柱底設(shè)置成完全固定支座。有限元模型建立過程如圖9所示。

圖8 試件剛度退化結(jié)果Fig.8 Results of stiffness degradation of specimens

圖9 有限元模型建立過程Fig.9 Establishment processes of finite element model

4.1 數(shù)值模擬與試驗(yàn)結(jié)果對(duì)比

圖10為裝配柱試件數(shù)值模擬與試驗(yàn)滯回曲線對(duì)比結(jié)果。由圖10可見:裝配柱試件數(shù)值模擬與試驗(yàn)滯回曲線吻合較好,表明提出的有限元模型合理可靠,可依據(jù)提出的數(shù)值分析模型繼續(xù)研究相關(guān)參數(shù)對(duì)裝配柱抗震性能的影響。

4.2 數(shù)值模擬參數(shù)分析

為研究軸壓比和剪跨比對(duì)裝配柱抗震性能的影響,設(shè)計(jì)了不同軸壓比和剪跨比下的裝配柱有限元模型,模型設(shè)計(jì)參數(shù)見表4。

圖10 試驗(yàn)滯回曲線與數(shù)值模擬結(jié)果對(duì)比Fig.10 Comparison results of experimental hysteresis and numerical simulation curves

表4 模型設(shè)計(jì)參數(shù)

4.2.1 模擬骨架曲線

圖11為各裝配柱模型骨架曲線對(duì)比結(jié)果。由圖11可見:不同軸壓比和剪跨比下的裝配柱模型,在完全破壞階段，水平荷載下降差異顯著。軸壓比越大或剪跨比越小,強(qiáng)度衰減越快,構(gòu)件越容易發(fā)生破壞,延性和變形性能越差。隨著軸壓比逐漸變小或剪跨比逐漸增大,模型骨架曲線下降段逐漸趨于平緩,延性和變形性能得到很大改善,這是因?yàn)樾≥S壓比或大剪跨比下,構(gòu)件發(fā)生延性破壞；而大軸壓比或小剪跨比下,構(gòu)件容易產(chǎn)生脆性破壞。

圖11 裝配柱模型骨架曲線對(duì)比Fig.11 Skeleton curves of assembled column models

4.2.2 模擬承載力和延性

由各模型骨架曲線可計(jì)算出構(gòu)件在不同受力階段的特征點(diǎn),并匯總于表5中。

圖12和13分別給出了裝配柱模型的軸壓比與峰值強(qiáng)度、位移延性系數(shù)的關(guān)系曲線。由圖12和13可見:裝配柱位移延性系數(shù)隨著軸壓比增大而逐漸降低,在高軸壓比下,裝配柱位移延性系數(shù)較小,延性差;與M1Z2模型相比,M4Z2模型的位移延性系數(shù)下降了22.5%,下降較為明顯。裝配柱的峰值強(qiáng)度隨著軸壓比增大而逐漸增大,與M1Z2模型相比,M4Z2模型的峰值強(qiáng)度提高了25.0%。

表5 模型骨架曲線特征點(diǎn)

圖12 軸壓比與峰值強(qiáng)度的關(guān)系曲線Fig.12 Relation curve between axial compression ratio and peak strength

圖13 軸壓比與位移延性系數(shù)的關(guān)系曲線Fig.13 Relation curve between axial compression ratio and ductility coefficient

圖14和15分別給出了裝配柱模型的剪跨比與峰值強(qiáng)度、位移延性系數(shù)的關(guān)系曲線。由圖14和15可見:裝配柱峰值強(qiáng)度隨著剪跨比的減小出現(xiàn)大幅度增長(zhǎng),與M1Z2模型相比,M7Z2模型的峰值強(qiáng)度提高了53.8%,原因是截面抗彎承載力保持一定的情況下,剪跨比越小,使得力矩臂減小,導(dǎo)致水平剪力越大。在小剪跨比下,裝配柱位移延性系數(shù)較小;隨著剪跨比逐漸增大,位移延性系數(shù)增大,增長(zhǎng)速率緩慢;當(dāng)剪跨比超過3后,曲線尤為平緩,與M5Z2模型相比,M1Z2模型的位移延性系數(shù)增長(zhǎng)不到4.0%,表明當(dāng)剪跨比較大時(shí),延性變化不再顯著。

圖14 剪跨比與峰值強(qiáng)度的關(guān)系曲線Fig.14 Relation curve between shear span ratio and peak strength

圖15 剪跨比與位移延性系數(shù)的關(guān)系曲線Fig.15 Relationship curve between shear span ratio and ductility coefficient

4.2.3 模擬剛度退化

圖16為不同軸壓比和剪跨比下的裝配柱模型剛度退化曲線。由圖16可見:軸壓比越大,剛度退化曲線越陡峭,剛度退化速率越快,越不利于抗震。對(duì)于大剪跨比裝配柱,初始割線剛度較小,但剛度退化曲線平緩,剛度退化程度較輕;隨著剪跨比的降低,初始割線剛度變大,但剛度退化速率變快,剛度退化程度越嚴(yán)重。由圖16還可知:所有裝配柱模型屈服前的剛度退化較快,破壞后期的曲線較為平緩,剛度退化變慢,表明軸壓比和剪跨比對(duì)剛度退化的影響主要集中于裝配柱屈服前這一階段。

4.2.4 模擬耗能性能

圖17為不同軸壓比和剪跨比下的模型累積滯回耗能曲線,以各模型在極限位移角下的累積滯回耗能評(píng)判構(gòu)件耗能優(yōu)劣。由圖17可知:在小剪跨比下,累積滯回耗能少,耗能性能差。構(gòu)件破壞時(shí)的累積滯回耗能隨著剪跨比的增大而逐漸變多,耗能性能變強(qiáng),與M7Z2模型相比,M1Z2模型的累積滯回耗能增加了53%。在大軸壓比下,累積滯回耗能少,耗能性能差;隨著軸壓比的減小,構(gòu)件破壞時(shí)的累積滯回耗能變多,耗能性能變強(qiáng),與M4Z2模型相比,M1Z2模型的累積滯回耗能增加了40%。

圖16 模型剛度退化曲線Fig.16 Stiffness degradation curves of models

5 結(jié)論

1)在低周循環(huán)反復(fù)試驗(yàn)中,裝配柱鋼榫卯連接部位始終保持完好,連接件拼縫位置處焊縫未被拉裂,均是發(fā)生柱根部混凝土受壓引起的大偏壓破壞,變形性能較好。裝配柱承載力略低于現(xiàn)澆柱承載力, 但延性、耗能均優(yōu)于現(xiàn)澆柱,抗震性能良好,可代替現(xiàn)澆柱應(yīng)用于工程實(shí)踐中。試驗(yàn)鋼板厚度范圍內(nèi),鋼板厚度對(duì)裝配柱抗震性能影響較小。

2)利用ABAQUS軟件對(duì)裝配柱進(jìn)行滯回模擬,試驗(yàn)與模擬結(jié)果吻合較好,模型準(zhǔn)確性較高,可利用其深入分析軸壓比和剪跨比對(duì)裝配柱抗震性能的影響,數(shù)值模擬結(jié)果可為焊接鋼榫卯連接裝配柱的推廣應(yīng)用提供可靠依據(jù)。

圖17 模型累積滯回耗能曲線Fig.17 Cumulative hysteretic energy consumption curves of models

3)隨著軸壓比增大,裝配柱峰值強(qiáng)度提高,但其強(qiáng)度衰減及剛度退化速率變快,耗能能力、變形能力及延性均變差。在設(shè)計(jì)裝配柱時(shí),應(yīng)嚴(yán)格控制軸壓比,以提高裝配柱的防倒塌能力。

4)大剪跨比裝配柱的初始割線剛度和峰值強(qiáng)度較小,但耗能能力有較大提高,變形能力及延性也較好,且強(qiáng)度衰減及剛度退化速率較低,總體上看,大剪跨比裝配柱的抗震性能較好,可應(yīng)用于工程實(shí)踐。