楼板作用的装配式型钢混凝土柱-钢梁节点抗震性能分析

陈珊珊，王 磊，刘继明，吴成龙

(1.青岛腾远设计事务所有限公司，青岛 266000；2.青岛理工大学土木工程学院，青岛 266000)

伴随着大众行业进入智能时代，万物互联，高科技与传统建筑行业互相融合，极大促进了国家建筑行业的结构调整和转型升级，其中预制装配式结构建筑的出现为结构调整开辟了一条新路径。装配式框架结构梁柱节点良好的抗震性能明显区别于现浇结构，装配式框架结构的发展重点是开发更为优质的节点连接形式。目前，中外对装配式梁-柱节点连接方式的研究也取得了一些成果。Chou等[1]通过拟静力试验的方法对两个足尺狗骨式钢梁-钢混凝土(steel reinforced concrete，SRC)柱装配式框架节点进行研究，并就节点核心区采用钢板箍或纵向加劲板等构造措施一并考究。Tankut等[2]通过拟静力试验对现浇节点和焊接(采用顶板、底板和侧板焊)连接的装配式梁-柱节点进行深入研究。试验表明，焊接连接的装配式梁柱节点各项抗震性能指标与传统节点接近。Parastesh等[3]设计的预制梁柱节点通过弯钩状的梁底筋来提高键槽抗剪能力，结果表明此新型节点强度高、延性好、耗能性强。潘鹏等[4]、郭海山等[5]对后张无黏结预应力干式装配梁柱节点进行拟静力研究。结果表明，相比于现浇节点，后张无黏结预应力梁柱节点更加安全可靠，但其耗能能力略差。李祚华等[6]对一种由钢质节点，上下柱、梁以及阻尼器组成的装配式钢筋混凝土(reinforce concrete, RC)梁柱塑性可控钢质节点进行抗震性能研究。邓明科等[7]设计了一种节点局部填充高延性混凝土材料的装配式梁柱节点。崔中敏[8]、李光辉[9]通过试验和数值模拟的方法研究有无楼板和楼板宽度对SRC柱-钢梁节点抗震性能的影响，结果表明，有楼板作用的节点在承载力、延性及耗能等方面更优；且承载力与楼板有效宽度成正比。张保涛[10]、吴成龙等[11-12]、陈珊珊等[13]、Wu等[14]提出一种由SRC柱、钢梁通过节点核心区模块干式连接的新型装配式节点，其中节点模块运用栓接、焊接及栓焊混合连接3种形式，通过节点拟静力试验与非线性分析相结合的方法，对此类新型节点分别进行抗震和受力两方面的深入研究，结果表明，此新型装配式SRC柱-钢梁节点具备良好的承载特性和抗震性能，符合可持续发展的要求。

上述研究主要为预制装配式梁-柱节点的研究，很少将楼板考虑在节点抗震试验中，考虑楼板组合效应的装配式SRC柱-钢梁节点的研究更未见报道，楼板与钢梁的结合相应地影响了节点的破坏机理和受力性能。基于装配式SRC柱-钢梁节点拟静力试验研究，采用ABAQUS软件对栓焊混合连接节点进行有限元验证，在有效模型的前提下，对装配式的SRC柱-钢梁及其考虑楼板组合效应的节点的抗震性能进行系统地对比分析；进而研究了楼板厚度和宽度两个参数对节点抗震性能的影响，旨在为推广装配式SRC框架结构在抗震区的实际应用发展提供技术支持。

1 节点设计

基于拟静力试验研究中栓焊混合连接型的装配式SRC柱-钢梁边节点试件PCBJ3[10-12]，如图1(a)所示，设计了考虑楼板组合作用的边节点试件JD-0，如图1(b)所示，以JD-0为标准模型，共设计了两组6个节点试件，分别研究往复荷载作用下楼板厚度、宽度对节点抗震性能的影响。为便于对比分析，仅改变其中一组参数。节点试件编号及参数设置如表1所示。

图1 节点试件基本尺寸

表1 节点试件编号及参数设置

试验中试件钢材为Q345B级钢，混凝土强度C40，SRC柱截面尺寸为350 mm350 mm，柱内H型钢尺寸为150 mm×150 mm×7 mm×10 mm，柱中纵、箍筋的强度等级分别为HRB400、HPB300，直径分别选用20 mm、8 mm。钢梁采用280 mm×150 mm×10 mm×10 mm的H型钢。高强螺栓采用M20、M24的S10.9级摩擦型。试验加载为先对柱顶竖向施压并保持恒定，然后对梁端施加低周反复荷载，当试件破坏亦或梁端荷载小于85%峰值荷载时即停试验。依据《钢结构设计规范》(GB 50017—2017)[15]的规定，设定楼板有效宽度为 1 000 mm，长为1 560 mm，厚度为100 mm，楼板采用双层双向配置直径为10 mm，间距为100 mm的HRB400级钢筋，配筋率为1.73%，钢筋在板内的布置如图2(a)所示。楼板通过双排抗剪栓钉焊接于钢梁上翼缘处与钢梁协同工作，选用圆柱头栓钉，直径取19 mm,高度取80 mm，并符合完全剪力连接。栓钉沿梁跨方向、横向间距分别为150、80 mm。组合梁横截面如图2(b)所示。

图2 楼板设计详图

2 装配式SRC柱-钢梁节点有限元模型建立

2.1 材料本构模型

试件选用Q345B级钢，所用材料属性均取自材性试验[10]，弹性模量(E)为2.06×105MPa，密度(ρ)为7.8×103kg/m3，泊松比为0.3，钢筋型号分别为HPB300、HRB400，高强螺栓采用S10.9级摩擦型。结合试验值，钢材均选用满足Mises屈服准则和流动法则的两折线强化模型，其本构关系如图3(a)所示。其中Es为弹性阶段钢材弹性模量，0.01Es为强化阶段钢材弹性模量的近似值。混凝土采用损伤塑性模型，其单轴受压、拉本构依据文献[16]所提供的应力-应变关系曲线确定，如图3(b)、图3(c)所示。

图3 材料应力-应变曲线

2.2 单元选取及网格划分

依据材料属性划分单元类型，模型中的各部件均采用ABAQUS中的C3D8R实体单元，钢筋选用空间桁架单元T3D2[17]。模型网格选用结构化划分技术，将各部件切割成规整形状，并沿厚度方向均匀划分为3层网格，其中着重对节点核心区部件进行网格加密。有限元模型网格划分如图4所示。

图4 有限元模型网格划分

2.3 接触及边界条件

各部件进行接触分析时，接触对之间均采用“面-面”接触，接触面存在切向作用时设置为“罚”，法向作用时，设置为“硬”接触，摩擦因数取0.35[18]；通过焊接连接的各部件接触时的相互作用均采用“绑定(Tie)”；柱内型钢、钢筋组成钢骨架与混凝土之间采用“嵌入(Embedded)”的接触关系。

模型的边界条件参照试验情况设置：在SRC柱顶中心点、柱底中心点、梁端加载点设置参考点RP-2、RP-3、RP-1，并将所设参考点与加载面“耦合(Couple)”，将其约束及荷载分别施加在3个参考点上。柱顶面、底面约束形式均采用铰接。依据试验加载制度，本文模型具体加载方式为：先按轴压比0.15在SRC柱顶面施加竖向轴力，然后将往复位移荷载施加在梁端面耦合点处。设置边界条件的有限元模型如图5所示。

图5 有限元边界条件

3 有限元模型验证

3.1 骨架曲线对比

试验、有限元所得的荷载-位移(P-Δ)骨架曲线如图6所示，加载过程中，骨架曲线在弹性阶段呈现为直线段，有限元计算结果略超实测值；在强化阶段，有限元和试验曲线的斜率一致减小；试件因梁端位移达到极限状态时，有限元所得极限承载力稍高于试验结果，近乎同时达到极限承载力且渐渐降低，变化趋势十分接近。总体而言，有限元与试验骨架曲线的负向比正向拟合好一点。尽管两者之间存在差异，仍可准确反映节点的受力特性。

图6 试验与有限元模拟骨架曲线对比

3.2 承载力对比

节点的屈服荷载(Py)、峰值荷载(Pmax)和破坏荷载(Pu)及相应的屈服位移(Δy)、峰值位移(Δmax)及破坏位移(Δu)均依据梁端加载P-Δ骨架曲线通过Park法确定[19]。节点试件的屈服、峰值和破坏荷载如表2所示，试验所得的节点试件的屈服、极限和破坏荷载与有限元结果相比误差在5%以内，且数值模拟的结果略大，说明就承载力而言与试验结果相近。

表2 试验和有限元模拟承载力对比

3.3 刚度退化

节点各级位移幅值下，节点刚度随循环加载次数的递增而变小。一般采用同等位移情况下环线刚度Kj评价，即

(1)

试验与有限元模拟刚度退化曲线对比如图7所示，初始阶段，两者刚度曲线退化显著，伴随加载位移的递增，相比于试验值，数值模拟的刚度退化速率更缓慢，二者刚度退化曲线逐渐贴近。

图7 试验与有限元模拟刚度退化曲线对比

4 考虑楼板组合效应的节点有限元分析

4.1 考虑楼板组合效应的节点模型的建立

考虑楼板组合效应的边节点的各材料属性、单元类型、网格划分及加载方式与装配式SRC柱-钢梁节点一致。进行接触分析时，将楼板纵横筋通过“Merger”指令合并成钢筋笼骨架，然后由“嵌入(Embedded)”指令嵌入楼板中。考虑楼板组合效应的节点由于实际工程中钢梁上设置足够的抗剪栓钉，使用“Tie绑定”约束混凝土板底部与钢梁上翼缘，以模拟栓钉的完全抗剪连接。楼板与SRC柱之间的相互作用通过“Tie绑定”约束模拟。进行边界条件设置时，在梁端施加荷载前，设置耦合约束使梁端处整个截面耦合在力加载点处，保证楼板与梁共同工作，整个过程采用位移控制加载。JD-0节点模型边界条件如图8所示。

图8 JD-0节点模型边界条件

4.2 考虑楼板组合效应的节点试件有限元分析

4.2.1 破坏形态分析

PCBJ3与JD-0节点试件破坏形态对比如图9所示，两者塑性铰均形成于钢梁翼缘连接处。相比PCBJ3节点试件，JD-0节点试件H型钢梁上翼缘连接板屈曲现象不明显，节点试件的中和轴位置始终处于H型钢梁截面中心线以上。正向荷载作用下，随位移级别的增大，H型钢梁下翼缘连接板应变加大；负向荷载作用下，其屈曲现象更明显。因楼板中钢筋与混凝土分别主要参与受拉和受压，故有效提高了节点的极限承载力及稳定性。

图9 节点试件破坏形态对比

4.2.2 楼板损伤破坏分布

楼板受拉损伤呈现如图10所示，初始阶段，SRC柱附近首先出现受拉损伤，继续施加荷载，受拉损伤由节点核心区板柱交接区域向四周扩散，并最终形成沿板宽方向平行分布的态势，整个过程应力最大区域均在节点核心区，达到破坏荷载后，损伤程度由节点核心区板柱交接处向外递减。

图10 楼板受拉损伤发展

楼板受压损伤发展如图11所示，初始阶段，楼板混凝土应力沿宽度方向呈对称分布，SRC柱右侧与楼板接触处应力最大；继续加载，楼板受压损伤由节点核心区板柱交接区向四周扩展；随楼板变形逐渐增大，达到破坏荷载后，柱周边位置损伤尤为严重。

图11 楼板受压损伤发展

4.2.3 骨架曲线对比

PCBJ3与JD-0节点试件骨架曲线对比如图12所示。JD-0节点试件骨架曲线斜率和峰值荷载均更大，说明楼板与钢梁的结合显著提高了节点试件的承载力和刚度。如表2所示，正向加载时H型钢梁的中和轴上移，JD-0节点试件的承载力和刚度均明显高于PCBJ3节点试件；负向加载时，因板内纵向受拉钢筋的作用，JD-0节点试件的承载力和刚度也高于PCBJ3节点试件。

图12 骨架曲线对比

4.3 节点抗震性能分析

4.3.1 节点延性

节点延性选用梁端位移延性系数(μ)来评定，即梁端屈服位移(Δy)除破坏位移(Δu)，计算公式为

(2)

JD-0、PCBJ3节点试件的延性系数平均值如表3所示，考虑楼板作用的JD-0节点试件的承载力显著增强，但其延性减小，相比PCBJ3节点试件的延性系数下降了20.6%。

4.3.2 耗能能力

由《建筑抗震试验规程》(JGJ/T 101—2015)[20]表3规定，节点试件的抗震性能可用等效黏滞阻尼系数(ζeq)来评定。ζeq计算示意图如图13所示，计算公式为

表3 节点试件抗震性能指标

(3)

式(3)中：S(ABC+CDA)为图13中最后一级位移第一循环的滞回曲线包络面积；S(OBE+ODF)为图13中正反向极限位移所围成的△OBE与△ODF的面积之和。

图13 ζeq的计算示意图

在同等加载位移下，JD-0节点试件的等效黏滞阻尼系数小于PCBJ3节点试件，说明前者的滞回曲线饱满度略低。加载至75 mm位移级时，PCBJ3节点试件滞回耗能量为JD-0节点试件的1.35倍，说明楼板的存在使钢梁翼缘连接板塑性变形的发展受限制。

4.3.3 强度退化

强度退化指位移幅值锁定时，节点峰值荷载随循环加载次数的递增而减小。采用承载力降低系数(λj)来计算，其表达式为

(4)

式(4)中：Pj为第j次位移加载的峰值荷载；Pmax为加载过程中的最大荷载。

PCBJ3与JD-0节点试件强度退化曲线如图14所示，随位移级别的增大，PCBJ3节点试件正反向均出现强度退化现象，JD-0节点试件退化不明显。持续加载，JD-0节点试件达到极限状态的时间略晚，两者强度退化系数范围均为0.8～1，表现出良好的强度稳定性；达到极限承载力后，JD-0节点试件强度退化曲线平缓，说明组合梁节点在往复荷载作用下强度较稳定，抗震性能良好。

图14 强度退化对比

5 抗震性能影响因素分析

5.1 楼板厚度的影响

5.1.1 骨架曲线

不同楼板厚度时各节点试件的骨架曲线如图15 所示，由图15、表4可得，加载的初始阶段，4条骨架曲线荷载与位移呈线性变化，继续加载节点达到屈服，曲线的斜率也随之增大，楼板厚度与节点试件的承载力和刚度成正比。正向加载时，节点试件JD-3相比JD-0、JD-1、JD-2承载力分别提高了48.7%、31.3%、19.6%；负向加载时，试件承载力分别提高了46.7%、33.5%、20.1%，说明楼板厚度的增加提高了混凝土的抗压强度。

图15 骨架曲线对比

5.1.2 延性及耗能能力

不同楼板厚度时各节点试件延性系数平均值和等效黏滞阻尼系数如表4所示，与JD-0节点试件相比，节点试件JD-1、JD-2、JD-3延性分别降低了6.5%、17.5%和31.5%,等效黏滞阻尼系数分别提高了2.79%、5.57%、6.81%，说明随楼板厚度的增加，节点试件的耗能能力不断增强，而其延性性能持续下降。

5.1.3 刚度退化曲线

各节点试件的刚度退化曲线如图16所示，处于弹性阶段，随楼板厚度的增大，初始环线刚度提升显著，同时提高了组合梁截面的抗弯刚度，楼板可有效保护H型钢梁上翼缘连接板。最后阶段，4条节点试件的刚度退化速率均减缓，JD-3节点试件的环线刚度始终大于另外3种板厚。

图16 刚度退化曲线

5.2 楼板宽度的影响

5.2.1 骨架曲线

不同楼板宽度时各节点试件的骨架曲线和刚度退化曲线如图17所示，结合图17、表4可知，与JD-0节点试件相比，JD-4、JD-5节点试件正向承载力分别提高了7.16%、5.03%，负向承载力分别提高了8.73%、5.47%。板宽从600 mm增加到 1 000 mm 时，参与受力的板筋数量增加，节点承载力明显提高。

图17 骨架曲线对比

5.2.2 延性及耗能能力

不同楼板宽度时各节点试件的延性系数平均值和等效黏滞阻尼系数如表4所示，与板宽为 1 000 mm 的JD-0节点试件相比，板宽为600 mm的JD-4和板宽为800 mm的JD-5节点试件延性分别提高了11.0%和4.9%，等效黏滞阻尼系数分别降低了1.86%和0.93%，表明楼板宽度与节点试件的延性成反比，与耗能能力成正比。

表4 节点试件抗震性能指标

5.2.3 刚度退化曲线

各节点试件的刚度退化曲线如图18所示，3个节点试件在正反向加载过程中刚度退化趋势一致，均退化明显。板宽从600～1 000 mm增加时，JD-4节点试件的环线刚度始终小于节点试件JD-5、JD-0。

图18 刚度退化曲线

6 结论

(1)装配式SRC柱-钢梁节点的最终破坏位置主要集中于钢梁连接处，均实现了梁端塑性铰破坏，抗震性能良好，满足“强柱弱梁、强节点弱构件”的设计要求。

(2)有限元分析得出的骨架曲线、承载特性及刚度退化均与试验结果较吻合，且试验与有限元分析所得承载力相差在5%以内，验证了有限元分析的合理可靠性。

(3)楼板的组合效应提高了H型钢梁上翼缘的稳定性，但H型钢梁下翼缘连接板塑性面积变大，屈曲变形严重。相比装配式SRC柱-钢梁节点试件，考虑楼板组合效应的节点的承载力、刚度均明显提高，但延性系数和等效黏滞阻尼系数有所减小，其环线刚度始终大于装配式SRC柱-钢梁节点，且刚度退化明显，强度退化不明显。

(4)增加楼板厚度可提高装配式SRC柱-钢梁节点试件的承载力、刚度以及耗能能力，并使刚度退化速度减缓；在600～1 000 mm范围内增加楼板宽度可提高节点试件的承载能力、初始刚度和耗能能力，但其延性减弱。故设计时应合理控制各参数。