預制梁端削弱連接的型鋼-混凝土組合節點靜力性能分析

李紹輝，劉繼明，吳成龍，王其輝，喬光德

(青島理工大學 土木工程學院，青島 266525)

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

目前國內外對裝配式型鋼組合節點的研究已經逐步開展：HU等[4]對預制型鋼-混凝土框架結構1/3縮尺模型進行低周反復荷載試驗并與現澆試件進行對比，結果表明兩種框架破壞機制均為混合鉸，承載力和延性均較接近。胡大柱等[5]提出了一種兩端有H型鋼接頭的預制混凝土梁，H型鋼與混凝土梁通過預埋錨件相連，通過對預制梁施加集中荷載來研究構件的承載力和變形形式，結果表明該種兩端帶H型鋼接頭的預制混凝土梁力學性能滿足《混凝土結構設計規范》(GB 50010—2010)要求。張祥威等[6]對3根不同剪跨比的預制裝配式鋼骨混凝土組合柱基節點進行擬靜力試驗，并通過ABAQUS進行數值模擬，結果表明該節點承載力滿足要求，且節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制混凝土柱和現澆柱進行低周往復加載，結果表明預制柱承載力比現澆柱減少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制梁柱鋼節點，對3個該種節點和1個現澆節點進行模擬地震荷載試驗，結果表明該節點具有更高的延性和耗能能力，節點屈曲耗能段長細比減小，可增加節點的強度。黃晨凱等[9]對1/2縮尺的裝配式腹板開孔的H型鋼進行模擬地震加載，結果表明腹板開孔后變形能力增強，塑性鉸能夠有效外移，起到消能減震效果。

目前，雖然國內外對裝配式型鋼-混凝土組合節點的研究較多，但對預制梁端削弱連接的型鋼-混凝土組合節點的研究較少。因此，本文在課題組前期試驗研究的基礎上[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造對節點破壞形態、承載能力、初始剛度以及延性的影響。本文研究結果可為相關鋼梁削弱型鋼-混凝土組合節點的設計提供參考。

1 試件設計

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，具體尺寸及連接構造如圖1所示。節點上下柱采用C40混凝土，柱內型鋼尺寸為H150 mm×150 mm×7 mm×10 mm，節點核心區包括方鋼管、節點蓋板、加勁肋。上下柱與節點核心區通過M20高強螺栓連接，在模擬加載時首先對螺栓施加10 kN預緊力，隨后施加155 kN預設力；鋼梁翼緣與節點核心區通過翼緣連接板焊接連接，鋼梁腹板與節點核心區通過腹板連接板用6個M24高強螺栓連接，加載時先施加10 kN預緊力，隨后施加255 kN預設力。

在W-150(W-1，無削弱)基礎上，參考文獻[13-14]中的建議，另外建立8個梁端不同削弱形式的節點模型：第1組模型(W-2，W-3)采用梁端翼緣圓弧削弱構造；第2組模型(F-1，F-2，F-3)采用腹板開圓孔構造；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造。各模型設置參數詳見表1。

2 建立有限元模型

2.1 材料的本構關系

節點鋼材采用Q345B，彈性模量取2.06×105MPa，泊松比0.3，密度7.8×103kg/m3。對鋼筋本構模型進行簡化處理，采用簡化處理的二折線本構模型，應力-應變關系如圖2所示。本構曲線共2個特征值點，分別為材料屈服應力-應變(εy，σy)和材料極限應力-應變(εu，σu)。混凝土強度為C40，采用塑性損傷模型，其本構關系曲線如圖3及圖4所示。

圖1 節點構造設計(單位：mm)t-鋼材厚度

表1 模型削弱參數匯總 mm

圖2 鋼材本構關系

2.2 單元類型及網格劃分

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。劃分網格時考慮計算精度和時間的因素，采用結構化自適應劃分，在節點核心受力較為復雜部分采取網格加密，其余部位如梁、混凝土柱等采用較大尺寸網格(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；節點核心區各部件之間、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”約束來模擬實際構件的焊接；螺栓與鋼材采用“面-面接觸”關系，分別用“罰”函數和“硬接觸”來定義切向和法向接觸關系，切向摩擦系數取0.35。

圖3 混凝土受拉本構關系曲線

圖4 混凝土受壓本構關系曲線

圖5 有限元模型的網格劃分

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，在梁端創建參考點RP1，使梁翼緣面與參考點耦合，邊界條件設置如圖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施加往復荷載。

3 有限元模型驗證

3.1 破壞形態

有限元加載方式及加載制度與試驗一致(圖6—7)，節點屈服荷載Py和屈服位移Δy根據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“負向加載”，當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。由破壞形態對比可知，節點核心區受力較大，但未發生較大變形，有限元及試驗均在翼緣連接板處發生較大變形，受壓翼緣連接板屈曲，受拉側發生撕裂，最后導致節點發生“梁鉸”破壞，破壞形式符合“強柱弱梁”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為該點彎矩對應的轉角，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，隨著往復加載進行，試件開始屈服，滯回環面積逐漸加大，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果對比

由圖9(b)可知，二者骨架曲線呈“S”形狀，彎矩-轉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%。進入破壞階段，彎矩承載力呈現下降趨勢，最終破壞時試驗試件彎矩低于模擬結果，原因是節點制作過程中可能存在焊接殘余應力，導致加載后期焊縫發生開裂，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，剛度計算采用環線剛度Kj：

(1)

式中：Kj為第j級加載下的環線剛度；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的轉角。

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，隨著加載進入屈服狀態，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，均未出現剛度突變現象，且趨于穩定。

4 有限元結果分析

通過前文有限元模擬與試驗往復加載的對比，驗證了有限元模型的準確性。基于此，以W-1(W-150)模型為對照，以梁端翼緣或腹板的削弱構造為變量，分析節點在單調荷載作用下的受力性能。

4.1 梁端翼緣削弱結果分析

4.1.1 破壞形態對比

各模型應力云圖見圖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生屈曲破壞而結束。

圖11 翼緣削弱節點破壞時應力云圖

4.1.2 承載能力分析

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

4.1.3 初始剛度和延性分析

各節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μ表示：

(2)

式中：θu為節點的極限彎矩；θy為屈服彎矩。

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

4.2 腹板削弱

4.2.1 破壞形態對比

各模型應力云圖見圖13，通過對比可知，腹板削弱對節點影響較小，腹板削弱處產生的應力集中現象較弱，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，對節點幾乎無影響，因此節點最終因翼緣連接板屈曲發生破壞。

圖13 腹板削弱節點破壞時應力云圖

4.2.2 彎矩-轉角曲線分析

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

圖14 腹板削弱節點彎矩-轉角曲線

4.2.3 初始剛度和延性分析

對比各試件彎矩-轉角曲線可知，F-1節點初始剛度為7976 kN·m/rad，延性系數為4.24；F-2節點初始剛度為7969 kN·m/rad，延性系數為4.24；F-3節點初始剛度為7963 kN·m/rad，延性系數4.24。腹板削弱前后各節點的力學性能相近，屈服、峰值彎矩及初始剛度幾乎沒有變化，僅延性系數相對于未削弱節點下降約2.3%。由此可知，腹板削弱直徑90 mm以內對節點整體力學性能幾乎沒有影響，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，后期研究過程中應進一步考慮削弱直徑90 mm以上的工況。

4.3 腹板及翼緣同時削弱

4.3.1 破壞形態對比

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

圖15 翼緣及腹板同時削弱節點破壞時應力云圖

4.3.2 彎矩-轉角曲線分析

節點彎矩-轉角變化曲線見圖16。對比W-1和WF-1可知，在彈性階段，兩者的節點彎矩-轉角曲線變化一致；進入彈塑性階段后，梁端有削弱試件WF-1的彎矩-轉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，峰值點對應的轉角變形提高約115%；進入破壞階段后，梁端有削弱試件WF-1的彎矩-轉角曲線斜率較小，承載力退化較為穩定，WF-1破壞的轉角變形提高約135%。主要原因是梁端翼緣和腹板同時削弱后，節點核心區的應力集中程度逐漸減弱，外部荷載作用主要轉移至梁端削弱區，并在梁端削弱處形成塑性鉸，增大了節點的變形，并減緩節點的破壞。

對比WF-1，WF-2及WF-3可知，三者的彎矩-轉角曲線整體變化趨勢基本一致，各節點在彈性階段時彎矩-轉角曲線基本重合；進入塑形階段后，隨著削弱區域面積的增大，節點的彎矩-轉角曲線斜率逐漸降低，峰值承載力及相應轉角逐漸減小，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，各節點退化剛度和承載力比較接近，但WF-1的破壞轉角最大，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-轉角曲線可知，WF-1節點初始剛度為5183 kN·m/rad，延性系數為6.56；WF-2節點初始剛度為5952 kN·m/rad，延性系數為5.44；WF-3節點初始剛度為6194 kN·m/rad，延性系數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，節點的初始剛度提高了19.5%，節點延性系數也隨之降低17.4%。原因是翼緣和腹板同時削弱可以提高節點的延性，但腹板削弱面積過大導致節點的屈服彎矩和屈服轉角降低。

5 結論

1) 有限元模型能夠有效模擬節點的破壞形態和承載能力，有限元和試驗結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點力學性能影響不同，各節點均滿足“強柱弱梁”的延性破壞形式，符合抗震設計要求。僅對梁端翼緣進行削弱時，對節點承載力影響較小，而節點延性系數提高約10.6%，初始剛度降低約28.5%。

3) 當僅對梁端腹板削弱時，對節點的破壞形態、彎矩-轉角曲線、初始剛度及延性影響甚微，表明梁端腹板削弱直徑在90 mm以內時，對節點力學性能影響較小，可忽略，后期需對腹板削弱直徑大于90 mm的工況進行相應研究。

4) 對梁端翼緣和腹板同時削弱后，節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%，節點延性系數下降17.4%。