李紹輝，劉繼明，吳成龍，王其輝，喬光德

(青島理工大學(xué) 土木工程學(xué)院，青島 266525)

裝配式建筑具有資源節(jié)約和施工便捷的特點，已在全球范圍內(nèi)得到廣泛應(yīng)用[1]，其中裝配式型鋼-混凝土組合結(jié)構(gòu)因良好的承載力和抗震性能正逐步得到推廣[2-3]。

目前國內(nèi)外對裝配式型鋼組合節(jié)點的研究已經(jīng)逐步開展：HU等[4]對預(yù)制型鋼-混凝土框架結(jié)構(gòu)1/3縮尺模型進(jìn)行低周反復(fù)荷載試驗并與現(xiàn)澆試件進(jìn)行對比，結(jié)果表明兩種框架破壞機(jī)制均為混合鉸，承載力和延性均較接近。胡大柱等[5]提出了一種兩端有H型鋼接頭的預(yù)制混凝土梁，H型鋼與混凝土梁通過預(yù)埋錨件相連，通過對預(yù)制梁施加集中荷載來研究構(gòu)件的承載力和變形形式，結(jié)果表明該種兩端帶H型鋼接頭的預(yù)制混凝土梁力學(xué)性能滿足《混凝土結(jié)構(gòu)設(shè)計規(guī)范》(GB 50010—2010)要求。張祥威等[6]對3根不同剪跨比的預(yù)制裝配式鋼骨混凝土組合柱基節(jié)點進(jìn)行擬靜力試驗，并通過ABAQUS進(jìn)行數(shù)值模擬，結(jié)果表明該節(jié)點承載力滿足要求，且節(jié)點模塊極限荷載和耗能能力隨著剪跨比的增大而降低。YAN等[7]對6個不同連接板長度的預(yù)制混凝土柱和現(xiàn)澆柱進(jìn)行低周往復(fù)加載，結(jié)果表明預(yù)制柱承載力比現(xiàn)澆柱減少5.77%～16.67%，但延性提高11.28%～26.69%，累計耗能提高3.40%～30.29%。QI等[8]提出一種帶阻尼器的新型預(yù)制梁柱鋼節(jié)點，對3個該種節(jié)點和1個現(xiàn)澆節(jié)點進(jìn)行模擬地震荷載試驗，結(jié)果表明該節(jié)點具有更高的延性和耗能能力，節(jié)點屈曲耗能段長細(xì)比減小，可增加節(jié)點的強(qiáng)度。黃晨凱等[9]對1/2縮尺的裝配式腹板開孔的H型鋼進(jìn)行模擬地震加載，結(jié)果表明腹板開孔后變形能力增強(qiáng)，塑性鉸能夠有效外移，起到消能減震效果。

目前，雖然國內(nèi)外對裝配式型鋼-混凝土組合節(jié)點的研究較多，但對預(yù)制梁端削弱連接的型鋼-混凝土組合節(jié)點的研究較少。因此，本文在課題組前期試驗研究的基礎(chǔ)上[10-11]，借助ABAQUS分析了鋼梁翼緣削弱、腹板削弱以及翼緣和腹板同時削弱構(gòu)造對節(jié)點破壞形態(tài)、承載能力、初始剛度以及延性的影響。本文研究結(jié)果可為相關(guān)鋼梁削弱型鋼-混凝土組合節(jié)點的設(shè)計提供參考。

1 試件設(shè)計

以試驗件W-150為基本模型[12]，通過有限元軟件ABAQUS按等比例建立有限元模型W-1，其中鋼骨預(yù)制上下柱高750 mm，截面尺寸為350 mm×350 mm，鋼梁長1100 mm，具體尺寸及連接構(gòu)造如圖1所示。節(jié)點上下柱采用C40混凝土，柱內(nèi)型鋼尺寸為H150 mm×150 mm×7 mm×10 mm，節(jié)點核心區(qū)包括方鋼管、節(jié)點蓋板、加勁肋。上下柱與節(jié)點核心區(qū)通過M20高強(qiáng)螺栓連接，在模擬加載時首先對螺栓施加10 kN預(yù)緊力，隨后施加155 kN預(yù)設(shè)力；鋼梁翼緣與節(jié)點核心區(qū)通過翼緣連接板焊接連接，鋼梁腹板與節(jié)點核心區(qū)通過腹板連接板用6個M24高強(qiáng)螺栓連接，加載時先施加10 kN預(yù)緊力，隨后施加255 kN預(yù)設(shè)力。

在W-150(W-1，無削弱)基礎(chǔ)上，參考文獻(xiàn)[13-14]中的建議，另外建立8個梁端不同削弱形式的節(jié)點模型：第1組模型(W-2，W-3)采用梁端翼緣圓弧削弱構(gòu)造；第2組模型(F-1，F(xiàn)-2，F(xiàn)-3)采用腹板開圓孔構(gòu)造；第3組模型(WF-1，WF-2，WF-3)采用梁端翼緣和腹板同時削弱構(gòu)造。各模型設(shè)置參數(shù)詳見表1。

2 建立有限元模型

2.1 材料的本構(gòu)關(guān)系

節(jié)點鋼材采用Q345B，彈性模量取2.06×105MPa，泊松比0.3，密度7.8×103kg/m3。對鋼筋本構(gòu)模型進(jìn)行簡化處理，采用簡化處理的二折線本構(gòu)模型，應(yīng)力-應(yīng)變關(guān)系如圖2所示。本構(gòu)曲線共2個特征值點，分別為材料屈服應(yīng)力-應(yīng)變(εy，σy)和材料極限應(yīng)力-應(yīng)變(εu，σu)?；炷翉?qiáng)度為C40，采用塑性損傷模型，其本構(gòu)關(guān)系曲線如圖3及圖4所示。

圖1 節(jié)點構(gòu)造設(shè)計(單位：mm)t-鋼材厚度

表1 模型削弱參數(shù)匯總 mm

圖2 鋼材本構(gòu)關(guān)系

2.2 單元類型及網(wǎng)格劃分

在ABAQUS有限元模型中采取分離式建模方式，其中混凝土、鋼板、鋼梁、鋼骨柱和高強(qiáng)螺栓均采用C3D8R單元，縱筋和箍筋因僅承受軸向荷載而采用T3D2單元。劃分網(wǎng)格時考慮計算精度和時間的因素，采用結(jié)構(gòu)化自適應(yīng)劃分，在節(jié)點核心受力較為復(fù)雜部分采取網(wǎng)格加密，其余部位如梁、混凝土柱等采用較大尺寸網(wǎng)格(圖5)。

2.3 相互作用及邊界條件

H型鋼骨與混凝土之間的抗剪鍵能夠有效阻止二者相對滑移，因此將鋼骨、鋼筋以及柱端加載板通過“嵌入”命令與混凝土相接觸；節(jié)點核心區(qū)各部件之間、柱鋼骨與加載板和端板之間、翼緣連接板與鋼梁之間均采用“綁定”約束來模擬實際構(gòu)件的焊接；螺栓與鋼材采用“面-面接觸”關(guān)系，分別用“罰”函數(shù)和“硬接觸”來定義切向和法向接觸關(guān)系，切向摩擦系數(shù)取0.35。

圖3 混凝土受拉本構(gòu)關(guān)系曲線

圖4 混凝土受壓本構(gòu)關(guān)系曲線

圖5 有限元模型的網(wǎng)格劃分

為了保證有限元模擬與試驗條件的一致性：在柱頂和柱底分別創(chuàng)建參考點RP2，RP3，使柱頂面和柱底面分別與參考點耦合，在梁端創(chuàng)建參考點RP1，使梁翼緣面與參考點耦合，邊界條件設(shè)置如圖5所示。加載時，先在RP2點施加集中荷載模擬軸壓力并保持恒定，后在RP1施加往復(fù)荷載。

3 有限元模型驗證

3.1 破壞形態(tài)

有限元加載方式及加載制度與試驗一致(圖6—7)，節(jié)點屈服荷載Py和屈服位移Δy根據(jù)試驗加載前理論計算得出。定義液壓伺服作動器收縮為“正向加載”，伸長為“負(fù)向加載”，當(dāng)荷載下降至峰值荷載的85%時停止加載，有限元模擬與試驗破壞對比如圖8所示。由破壞形態(tài)對比可知，節(jié)點核心區(qū)受力較大，但未發(fā)生較大變形，有限元及試驗均在翼緣連接板處發(fā)生較大變形，受壓翼緣連接板屈曲，受拉側(cè)發(fā)生撕裂，最后導(dǎo)致節(jié)點發(fā)生“梁鉸”破壞，破壞形式符合“強(qiáng)柱弱梁”要求。

圖6 試驗加載示意

圖7 加載制度示意

圖8 有限元及試驗破壞形態(tài)對比

3.2 滯回曲線及骨架曲線

試驗和有限元滯回曲線對比見圖9(a)，骨架曲線對比見圖9(b)，圖中M為梁端彎矩，θ為該點彎矩對應(yīng)的轉(zhuǎn)角，特征點對比見表2。通過對比圖9(a)可知，二者曲線擬合度較高，均呈梭形，表現(xiàn)出良好的耗能和承載能力。試件在彈性階段總體變形很小，隨著往復(fù)加載進(jìn)行，試件開始屈服，滯回環(huán)面積逐漸加大，加載后期翼緣連接板變形加大，試件變形加大，彎矩開始下降。

圖9 滯回曲線和骨架曲線結(jié)果對比

由圖9(b)可知，二者骨架曲線呈“S”形狀，彎矩-轉(zhuǎn)角曲線在加載初期階段重合度較高，屈服彎矩誤差為1.5%，峰值彎矩誤差為0.02%。進(jìn)入破壞階段，彎矩承載力呈現(xiàn)下降趨勢，最終破壞時試驗試件彎矩低于模擬結(jié)果，原因是節(jié)點制作過程中可能存在焊接殘余應(yīng)力，導(dǎo)致加載后期焊縫發(fā)生開裂，而有限元模擬不存在上述問題。

表2 試驗和有限元結(jié)果對比

3.3 剛度退化曲線

圖10是剛度退化曲線對比，剛度計算采用環(huán)線剛度Kj：

(1)

式中：Kj為第j級加載下的環(huán)線剛度；Mj為第j級加載時滯回曲線的峰值彎矩；θj為第j級加載時的峰值彎矩對應(yīng)的轉(zhuǎn)角。

分析圖10可知，加載開始時，試驗試件初始剛度略高于有限元模擬試件；二者正向加載開始時剛度差值為4.1%，負(fù)向加載開始時剛度差值為7.1%，差值較小，滿足要求。試件在加載前期剛度退化曲線斜率較大，隨著加載進(jìn)入屈服狀態(tài)，有限元模擬和試驗剛度退化曲線趨于一致，曲線斜率逐漸減小，均未出現(xiàn)剛度突變現(xiàn)象，且趨于穩(wěn)定。

4 有限元結(jié)果分析

通過前文有限元模擬與試驗往復(fù)加載的對比，驗證了有限元模型的準(zhǔn)確性?；诖耍訵-1(W-150)模型為對照，以梁端翼緣或腹板的削弱構(gòu)造為變量，分析節(jié)點在單調(diào)荷載作用下的受力性能。

4.1 梁端翼緣削弱結(jié)果分析

4.1.1 破壞形態(tài)對比

各模型應(yīng)力云圖見圖11，通過對比可知，隨著梁端翼緣削弱面積的加大，梁端削弱處受力和變形因應(yīng)力集中而逐漸增大，能量耗散能力逐步提高，但因梁端翼緣削弱截面處剛度較翼緣連接板處截面剛度大，最終以試件翼緣連接板發(fā)生屈曲破壞而結(jié)束。

圖11 翼緣削弱節(jié)點破壞時應(yīng)力云圖

4.1.2 承載能力分析

梁端單調(diào)加載下各節(jié)點承載能力(彎矩-轉(zhuǎn)角變化曲線)見圖12。通過對比W-1，W-2及W-3可知，在加載初期節(jié)點處于彈性階段，彎矩-轉(zhuǎn)角曲線呈線性增長；進(jìn)入塑性階段后，隨著削弱面積的增大，節(jié)點屈服彎矩和峰值彎矩僅僅提高2.9%和2.2%，但達(dá)到屈服、峰值彎矩時的轉(zhuǎn)角大幅提高，峰值彎矩出現(xiàn)時所對應(yīng)的轉(zhuǎn)角相對于未削弱節(jié)點提高了93.7%；破壞階段各節(jié)點剛度退化較為一致，均未產(chǎn)生脆性破壞，W-3節(jié)點在承載力和變形能力上均優(yōu)于W-1和W-2節(jié)點。

4.1.3 初始剛度和延性分析

各節(jié)點初始剛度計算公式見表2注釋，延性性能用位移延性系數(shù)μ表示：

(2)

式中：θu為節(jié)點的極限彎矩；θy為屈服彎矩。

對比3組試件的彎矩-轉(zhuǎn)角曲線可知，W-1節(jié)點初始剛度為8054 kN·m/rad，延性系數(shù)為4.34；W-2節(jié)點初始剛度為6918 kN·m/rad，延性系數(shù)為4.70；W-3節(jié)點初始剛度為5762 kN·m/rad，延性系數(shù)4.80。隨著翼緣削弱的加大，節(jié)點的初始剛度降低約14.1%和28.5%，而節(jié)點的延性系數(shù)提高約8.3%和10.6%，節(jié)點最終承載力沒有下降，卻延緩了節(jié)點的破壞，原因是鋼梁翼緣削弱使節(jié)點整體剛度下降，卻提高了節(jié)點的變形能力，因此延性系數(shù)有一定提高。

4.2 腹板削弱

4.2.1 破壞形態(tài)對比

各模型應(yīng)力云圖見圖13，通過對比可知，腹板削弱對節(jié)點影響較小，腹板削弱處產(chǎn)生的應(yīng)力集中現(xiàn)象較弱，其受力和變形均小于W-1，原因是腹板開孔直徑相對于腹板高度較小，對節(jié)點幾乎無影響，因此節(jié)點最終因翼緣連接板屈曲發(fā)生破壞。

圖13 腹板削弱節(jié)點破壞時應(yīng)力云圖

4.2.2 彎矩-轉(zhuǎn)角曲線分析

節(jié)點彎矩-轉(zhuǎn)角變化曲線見圖14。通過對比可知，腹板削弱和未削弱時的彎矩-轉(zhuǎn)角曲線基本重合，腹板削弱后節(jié)點屈服彎矩和轉(zhuǎn)角相對于W-1節(jié)點僅提高0.9%和1.7%，峰值彎矩和轉(zhuǎn)角均提高0.8%，破壞彎矩提高0.8%，破壞時轉(zhuǎn)角相同，因此腹板削弱對節(jié)點承載力可忽略不計。

圖14 腹板削弱節(jié)點彎矩-轉(zhuǎn)角曲線

4.2.3 初始剛度和延性分析

對比各試件彎矩-轉(zhuǎn)角曲線可知，F(xiàn)-1節(jié)點初始剛度為7976 kN·m/rad，延性系數(shù)為4.24；F-2節(jié)點初始剛度為7969 kN·m/rad，延性系數(shù)為4.24；F-3節(jié)點初始剛度為7963 kN·m/rad，延性系數(shù)4.24。腹板削弱前后各節(jié)點的力學(xué)性能相近，屈服、峰值彎矩及初始剛度幾乎沒有變化，僅延性系數(shù)相對于未削弱節(jié)點下降約2.3%。由此可知，腹板削弱直徑90 mm以內(nèi)對節(jié)點整體力學(xué)性能幾乎沒有影響，主要原因是削弱直徑相對于腹板截面高度過小，尚未有效起到塑性鉸外移的效果，后期研究過程中應(yīng)進(jìn)一步考慮削弱直徑90 mm以上的工況。

4.3 腹板及翼緣同時削弱

4.3.1 破壞形態(tài)對比

各模型應(yīng)力云圖見圖15。通過對比可知，翼緣及腹板同時削弱節(jié)點的梁端變形較圖13(a)明顯，削弱處應(yīng)力集中現(xiàn)象更加顯著，節(jié)點核心區(qū)內(nèi)力明顯向梁端削弱處截面轉(zhuǎn)移。在荷載達(dá)到峰值時，WF-1，WF-2，WF-3試件在削弱處產(chǎn)生了彎曲變形，隨著加載的進(jìn)行，鋼梁變形逐漸增大直至破壞。

圖15 翼緣及腹板同時削弱節(jié)點破壞時應(yīng)力云圖

4.3.2 彎矩-轉(zhuǎn)角曲線分析

節(jié)點彎矩-轉(zhuǎn)角變化曲線見圖16。對比W-1和WF-1可知，在彈性階段，兩者的節(jié)點彎矩-轉(zhuǎn)角曲線變化一致；進(jìn)入彈塑性階段后，梁端有削弱試件WF-1的彎矩-轉(zhuǎn)角曲線增長斜率降低，承載力增長緩慢，相對于無削弱試件W-1的峰值承載力僅提高0.76%，但其塑性變形增加顯著，峰值點對應(yīng)的轉(zhuǎn)角變形提高約115%；進(jìn)入破壞階段后，梁端有削弱試件WF-1的彎矩-轉(zhuǎn)角曲線斜率較小，承載力退化較為穩(wěn)定，WF-1破壞的轉(zhuǎn)角變形提高約135%。主要原因是梁端翼緣和腹板同時削弱后，節(jié)點核心區(qū)的應(yīng)力集中程度逐漸減弱，外部荷載作用主要轉(zhuǎn)移至梁端削弱區(qū)，并在梁端削弱處形成塑性鉸，增大了節(jié)點的變形，并減緩節(jié)點的破壞。

對比WF-1，WF-2及WF-3可知，三者的彎矩-轉(zhuǎn)角曲線整體變化趨勢基本一致，各節(jié)點在彈性階段時彎矩-轉(zhuǎn)角曲線基本重合；進(jìn)入塑形階段后，隨著削弱區(qū)域面積的增大，節(jié)點的彎矩-轉(zhuǎn)角曲線斜率逐漸降低，峰值承載力及相應(yīng)轉(zhuǎn)角逐漸減小，WF-2及WF-3峰值承載分別較WF-1下降約4.3%和6.8%；最終破壞時，各節(jié)點退化剛度和承載力比較接近，但WF-1的破壞轉(zhuǎn)角最大，約是WF-2的1.4倍，是WF-3的1.5倍。

4.3.3 初始剛度和延性分析

通過對比彎矩-轉(zhuǎn)角曲線可知，WF-1節(jié)點初始剛度為5183 kN·m/rad，延性系數(shù)為6.56；WF-2節(jié)點初始剛度為5952 kN·m/rad，延性系數(shù)為5.44；WF-3節(jié)點初始剛度為6194 kN·m/rad，延性系數(shù)5.42。在相同翼緣削弱面積的情況下，隨著腹板削弱直徑增大，節(jié)點的初始剛度提高了19.5%，節(jié)點延性系數(shù)也隨之降低17.4%。原因是翼緣和腹板同時削弱可以提高節(jié)點的延性，但腹板削弱面積過大導(dǎo)致節(jié)點的屈服彎矩和屈服轉(zhuǎn)角降低。

5 結(jié)論

1) 有限元模型能夠有效模擬節(jié)點的破壞形態(tài)和承載能力，有限元和試驗結(jié)果的骨架曲線及剛度退化曲線一致，且兩者整體吻合較好，驗證了有限元模型的可靠性。

2) 不同梁端削弱形式對節(jié)點力學(xué)性能影響不同，各節(jié)點均滿足“強(qiáng)柱弱梁”的延性破壞形式，符合抗震設(shè)計要求。僅對梁端翼緣進(jìn)行削弱時，對節(jié)點承載力影響較小，而節(jié)點延性系數(shù)提高約10.6%，初始剛度降低約28.5%。

3) 當(dāng)僅對梁端腹板削弱時，對節(jié)點的破壞形態(tài)、彎矩-轉(zhuǎn)角曲線、初始剛度及延性影響甚微，表明梁端腹板削弱直徑在90 mm以內(nèi)時，對節(jié)點力學(xué)性能影響較小，可忽略，后期需對腹板削弱直徑大于90 mm的工況進(jìn)行相應(yīng)研究。

4) 對梁端翼緣和腹板同時削弱后，節(jié)點承載力隨著腹板削弱直徑的增大而逐漸降低，下降幅度約6.8%，節(jié)點延性系數(shù)下降17.4%。