基于装配式交叉U型连接件的钢板混凝土组合剪力墙-钢梁节点性能有限元分析

万 馨，高铃钰，陈 明，明文卉

(1.内蒙古科技大学土木工程学院，包头 014010；2.包头市规划局，包头 014010)

0 引 言

钢板混凝土组合剪力墙具有延性好、承载力高、能量耗散能力强等优点，已作为抗侧力结构被广泛应用于实际工程。国内外学者分析了许多关于钢板混凝土组合剪力墙结构的受力性能，构造措施形式包括钢板与混凝土间设置栓钉[1]，T形加劲肋[2]，L形[3-4]、J形等约束拉杆，钢管束[5]，多腔组合剪力墙[6-8]，以及短肢与带端柱的组合墙等[9]，说明该类型剪力墙的拟静力性能优越，具有极大的研究价值。为推广装配式组合结构在高层及超高层建筑中的应用，通过分析近年来学者关于组合剪力墙与钢梁节点的研究，发现以往研究的节点构造较为复杂，绝大部分节点形式存在大量的焊接部位，现场手工焊使得焊缝的质量难以保证，节点核心区焊缝较多引起明显的应力集中现象，该类节点在地震过程中变形能力较差，节点处容易发生脆性破坏，因而本文结合装配式组合结构提出“多螺栓，少焊缝”的想法，将其引入钢板混凝土组合剪力墙与钢梁的连接中。基于装配式交叉U型连接件的钢板混凝土组合剪力墙-钢梁节点是一种不同于现有节点的新型螺栓连接节点，这种装配式节点连接方式能大大降低系统成本，缩短建筑周期，减少资源浪费，增强建筑安全性，满足组合结构建筑节能降耗的要求。

本文通过精细化有限元软件ABAQUS 6.14建立了基于装配式交叉U型连接件的钢板混凝土组合剪力墙-钢梁节点在单调荷载和低周反复荷载下的三维数值模型，并对影响该节点力学性能的参数进行了分析，为此类节点在实际工程中的抗震设计提供了参考和依据。

1 有限元模型的建立

1.1 有限元模型及参数设计

基于装配式交叉U型连接件的钢板混凝土组合剪力墙-钢梁节点由组合剪力墙、钢梁和交叉U型连接件三部分组成，剪力墙与交叉U型连接件的一个U型端通过对拉螺栓固定连接，钢梁与交叉U型连接件的另一个U型端通过高强螺栓固定连接，结构基本形式如图1。其中剪力墙形式为外包钢板混凝土组合剪力墙，混凝土浇筑前在设置高强对拉螺栓处预留孔洞；钢梁形式为H型钢梁，其梁端上、下翼缘设置有双排固定孔，双排设置的固定孔以梁腹板对称设置，通过高强螺栓与交叉U型连接件上对应的固定孔连接，其腹板与交叉U型连接件采用角焊缝焊接；图2为交叉U型连接件，与钢梁连接的U型端为楔形连接板且楔形连接板一端与钢梁翼缘平齐，另一端通过设置放坡与剪力墙翼缘平齐。

图1 交叉U型连接件节点Fig.1 Joint based on cross U-shaped connector

图2 交叉U型连接件Fig.2 Cross U-shaped connector

研究了U型板厚度、U型板长度以及钢梁跨高比三个参数对基于装配式交叉U型连接件的钢板混凝土组合剪力墙-钢梁节点静力性能及抗震性能的影响，建立了15个节点模型。剪力墙加劲肋采用Q345钢，其余钢材均选取Q235钢，BASE模型试件中钢梁横截面尺寸为244 mm×175 mm×7 mm×11 mm(高×宽×腹板厚度×翼缘厚度)，剪力墙外包钢板及内置加劲肋厚度分别为10 mm和12 mm，混凝土强度等级为C30，焊缝采用E43型，一般来说，焊缝的强度均高于母材，所以建模时忽略此处由于焊接引起的残余变形，在有限元分析中钢梁腹板和交叉U型连接件的相互作用采用绑定约束(Tie)模拟，梁翼缘紧固螺栓采用10.9级M20高强螺栓，剪力墙紧固螺栓采用10.9级M20高强对拉螺栓，预紧拉力为155 kN，其余构件详细尺寸及形式如图3所示，交叉U型连接件螺栓布置如图4所示，其余节点模型参数设计如表1所示。

图3 BASE模型尺寸详图Fig.3 BASE model size details

图4 螺栓布置图Fig.4 Bolt layout

表1 模型设计参数Table 1 Design parameter of model

1.2 材料本构模型

参照有关论文试验[10-11]，确定钢材和高强螺栓以及混凝土的材料属性。钢材本构关系模型选用双折线模型，Q235钢材屈服强度fy=269 MPa，抗拉强度fu=385 MPa，Q345钢材屈服强度fy=356 MPa，抗拉强度fu=502 MPa，Q235钢材对应的屈服应变及极限应变εy、εu分别取0.02和0.2，泊松比均为0.3，弹性模量E=2.11×105MPa。高强螺栓的应力-应变关系也采用双折线模型，螺栓钢材屈服强度取1 005.6 MPa，极限强度取1 117.5 MPa，弹性模量E=2.11×105MPa。

混凝土本构模型采用ABAQUS 6.14中的塑性损伤模型，其一般用于混凝土在任意荷载组合下的受力分析，收敛性良好。弹性模量E=3.25×104MPa，泊松比取0.2，塑性定义膨胀角取30°，渐近线特征值取0.1，控制平面上曲线形状参数Kc=0.666 67，粘性系数取0.000 5。

1.3 单元选取及网格划分

图5 有限元节点网格Fig.5 Finite element joint grid

为了更加准确地模拟构件的实际尺寸以及相对位置，各部件均选取实体单元，混凝土、外包钢板、剪力墙加劲肋以及梁端加劲肋采用有利于计算收敛的八节点实体单元C3D8R，U型板、钢梁选择四面体单元C3D10。由于混凝土、剪力墙外包钢板、钢梁上下翼缘、U型板处预留了螺栓孔洞，形成了局部凹陷区，所以对螺栓孔周围的构件做合理拆分，从而使各构件尽可能使用结构划分，形状严重不规则的部件使用扫略划分。外包钢板和内填混凝土采用100 mm的网格划分，钢梁采用60 mm网格，U型板采用40 mm网格，梁翼缘高强螺栓螺杆采用10 mm网格，剪力墙翼缘高强对拉螺栓螺杆采用20 mm网格，螺帽采用5 mm网格。有限元节点网格如图5所示。

1.4 边界条件及加载制度

有限元模型边界条件的设置对其受力和变形影响较大，本模型中剪力墙顶部约束X、Y方向的平动，底部约束X、Y、Z方向的平动。

在钢梁翼缘上设置参考点RP-1与其端面耦合，竖向位移荷载作用于参考点上。低周往复作用下的加载制度采用如图6所示的位移分级加载制度，试件屈服以前以1/4Δy、1/2Δy、3/4Δy(Δy为屈服位移)，每级循环一次，屈服以后以Δy、1.25Δy、1.5Δy、1.75Δy……每级循环三次，直到节点模型破坏或荷载下降至峰值荷载的85%以下[12]，并通过图解法[13]计算得到各试件的屈服位移和屈服荷载，加载模型如图7所示。

图6 加载制度图Fig.6 Loading system

图7 加载模型图Fig.7 Loading model

2 静力性能结果分析

2.1 BASE模型破坏应力云图

图8为BASE模型在单调加载作用下破坏时的应力云图，节点破坏位置发生在与钢梁连接的U型板角部两端，在梁端加载点施加单向荷载的过程中，钢梁上翼缘首先受拉屈服，与钢梁连接的U型板角部两侧的应力增加较快，剪力墙上高强对拉螺栓承受剪力，剪力作用对内填混凝土产生压力，同时增大了节点核心区的刚度，使U型板在位移加载方向未发生过大的变形，高强对拉螺栓的存在有效抑制了U型板与剪力墙的分离，随着荷载的不断增加，与钢梁上下翼缘连接的U型板均出现一定程度的屈曲，受压区处U型板鼓曲，U型板角部出现了明显的高应力区，塑性铰在U型板角部和钢梁翼缘与U型板相交处出现并发展。

图8 BASE模型破坏形态Fig.8 Failure features of BASE model

2.2 承载力及初始刚度分析

根据数值模拟结果得到了各节点模型在单调荷载作用下的荷载-位移曲线，图9给出了不同参数下节点荷载-位移曲线对比图。

图9 不同参数下荷载-位移曲线对比Fig.9 Comparison of load-displacement curves under different parameters

从图中可以看出，各节点均经历了明显的弹性阶段和塑性阶段，最大承载力略有差别，钢梁跨高比对节点承载力和初始刚度影响最大，U型板厚度次之，U型板长度最小。

相比于BASE模型，U型板厚度为8 mm和10 mm时，承载力分别降低了5.6%、4.3%，U型板厚度为14 mm、16 mm、18 mm和20 mm时，承载力分别增加了0.8%、1.7%、2.3%、2.5%。随着U型板厚度的增加，节点模型的初始刚度增大，U型板厚度从8 mm增加到14 mm时，其初始刚度增长的速率较快，从14 mm增加到20 mm时，曲线斜率明显减小，说明U型板厚度应当选取在12～16 mm之间的合理范围，U型板太薄可能会造成承载力和初始刚度不足而导致节点过早屈服破坏，太厚会造成材料的浪费；随着U型板长度的增加，节点的承载力和初始刚度均无明显变化，说明U型板长度变化对节点静力性能影响极小；随着钢梁跨高比的增加，节点承载力逐渐减小，节点破坏时塑性铰发展深度逐渐减小，相比于BASE模型，S2、S3、S4节点模型初始转动刚度分别减小了1.9%、12.1%、17.6%，S1模型初始转动刚度较BASE模型增加了11.6%，说明钢梁跨高比对节点的初始转动刚度有很大影响，钢梁跨高比越大，节点的初始转动刚度越大，其主要原因是钢梁跨高比增大时，U型板所受的拉力和压力会相应减小，因此可以提高节点的初始转动刚度。

3 抗震性能结果分析

3.1 滞回曲线分析

通过研究节点模型的弯矩(M)-转角(θ)滞回曲线，可以大致了解试件在低周往复荷载作用下的承载能力、刚度等抗震指标[14]。图10～12为不同参数下各节点模型的M-θ滞回曲线。滞回曲线以钢梁转角为横坐标，以梁端弯矩为纵坐标，曲线所围成的面积越大，说明节点变形能力越强，抗震性能也就越好。

由图可知，在施加位移荷载初期，节点模型整体性能较好，滞回曲线基本保持直线；随着位移荷载的增加，节点模型从弹性阶段发展到塑性阶段，屈服后，随着荷载等级的增加，滞回曲线形状逐渐向梭形转变，包围面积开始增大，节点模型的滞回曲线形状饱满。U型板厚度对节点滞回曲线有一定的影响，U型板厚度较大的模型，其滞回曲线较为饱满，耗散的能量较多，但当U型板厚度变化到16 mm以上时，滞回曲线出现略微捏缩现象，主要是由于U型板厚度增大到一定程度时，其延性开始下降，耗能减少；随着U型板长度的增加，节点滞回曲线面积略微增加，耗能变化不明显；钢梁跨高比由6.15变化到14.35时，滞回曲线愈加饱满，试件耗能能力增加，极限承载力提高。

图10 不同U型板厚度滞回曲线对比Fig.10 Comparison of hysteresis curves of different U-shaped plate thicknesses

图11 不同U型板长度滞回曲线对比Fig.11 Comparison of hysteresis curves of different U-shaped plate lengths

图12 不同钢梁跨高比滞回曲线对比Fig.12 Comparison of hysteresis curves of different steel beam span-to-height ratios

3.2 骨架曲线分析

骨架曲线，即在拉(压)方向加载的M-θ曲线中将各循环加载级中第一循环上弯矩与转角值最大值点(峰值点，即开始卸载点)连线而成[15]。不同参数下各节点模型的骨架曲线对比图如图13所示，骨架曲线特征值如表2所示。My、θy分别为屈服弯矩和屈服转角，Mmax、θmax分别为峰值弯矩和峰值转角，Mu、θu分别为极限弯矩和极限转角，μ为延性系数。

图13 不同参数下模型骨架曲线对比Fig.13 Comparison of model skeleton curves under different parameters

表2 骨架曲线特征值Table 2 Skeleton curve eigenvalues

由图13可以看出，在加载前期，转角随弯矩均呈线性变化，屈服后，弯矩与转角变化呈现出明显的非线性关系。各节点模型的骨架曲线在弹性阶段基本重合，随着塑性的不断发展，曲线出现不同程度的分离。通过对不同参数节点模型的骨架曲线进行对比分析，得出以下结论：(1)各节点模型在达到极限荷载后，骨架曲线随转角的增大均有下降趋势，说明该节点塑性变形能力较好。加载过程中，塑性铰首先在钢梁翼缘与U型板相交处产生，随着转角继续增大，塑性铰继续形成并逐渐外移，最终在梁端处形成。(2)随着U型板厚度的增加，节点峰值弯矩逐渐增大，当厚度超过14 mm时，峰值弯矩增加不明显，不同U型板长度的节点峰值弯矩较接近，均在260 kN·m左右。随着钢梁跨高比的增大，节点转动刚度逐渐减小，峰值荷载点之后曲线下降愈加缓慢，可以看出钢梁跨高比从6.15变化至14.35时，节点最大弯矩减小了16.8%，钢梁跨高比较小时，节点破坏时钢梁腹板大面积屈服，受剪力作用较大，钢梁跨高比较大时，节点耗散能量主要通过梁端形成的塑性铰，其抗弯承载力增加，变形能力较好。

3.3 延性和耗能分析

延性是衡量节点抗震性能的重要指标之一，本文用转角延性系数μ，即极限转角与屈服转角之比来表示。由表2可以看出，各试件转角延性系数在4.48～5.99之间，满足抗震规范[16]，说明该节点的延性性能良好。由延性分析结果可知，在不同U型板厚的节点中，U型板厚度为12～14 mm时，节点延性性能表现良好；U型板长度由200 mm增加到240 mm时，转角延性系数增加明显，说明U型板长度对节点延性性能影响较大；随钢梁跨高比的增大，S2、S3、S4模型的转角延性系数相比于BASE模型分别增加了2.9%、3.4%、9.6%，表明刚度相对较小的连梁，塑性铰能够更好地发挥作用，提高节点变形能力。

耗能能力也是分析和评价节点综合抗震性能的一个重要指标。本文根据文献[17]的计算公式得出各模型能量耗散系数E和等效粘滞阻尼系数he，表3列出了各节点模型E值和he值。

表3 各模型E值和he值Table 3 E and he of each model

由表3可以看出，除T1模型的E值为1.90，其他模型的E值均大于2，各模型的he值在0.302 9～0.400 1之间，说明T1模型抗震性能较为优越。随着U型板厚度的增加，he值不断增大，节点的耗能能力增强，说明U型板厚度对节点耗能能力影响明显，节点的耗能主要依赖梁端塑性铰的发展；当U型板长度为240 mm时，he值增加至0.373 1，相比于BASE模型增加了4.1%；随着钢梁跨高比由6.15增加至12.30，he值增加明显，而钢梁跨高比为14.35时，he值略微下降，这是因为钢梁跨高比增大，其线刚度减小，梁端的耗能能力减弱。

3.4 刚度退化分析

刚度是反映试件抵抗变形能力的指标，一般采用割线刚度Ki描述试件刚度的变化，图14为不同参数下的各节点模型的刚度退化曲线。

图14 不同参数下模型刚度退化曲线对比Fig.14 Comparison of model stiffness degradation curves under different parameters

由图可知，各试件刚度退化曲线变化趋势大致相同。加载初期，各试件的刚度均比较大，钢梁屈服后，刚度退化明显，这主要是由于在加载前期，装配式节点中高强螺栓中存在的预紧力增强了构件整体性能。而随着位移荷载的进一步增大，梁端弯矩逐渐增大，塑性铰区域损伤积累，造成节点刚度退化明显，节点模型加载后期，刚度变化趋于平缓。与BASE模型相比，在节点模型屈服后的第一个荷载循环，U型板厚度为20 mm的节点模型刚度退化最为明显；不同U型板长度的各节点模型在各级荷载循环下刚度退化程度基本一致；随着钢梁跨高比的增大，节点的刚度逐渐减小，刚度退化更为平缓。

4 结 论

(1)基于装配式交叉U型连接件的钢板混凝土组合剪力墙-钢梁节点有较好的塑性变形能力，单调加载作用下，节点的破坏模式为梁铰破坏，破坏位置在与钢梁连接的U型板的角部两端，U型板的存在使塑性铰远离节点域，有效保护了节点核心区。

(2)U型板厚度和钢梁跨高比对节点静力性能影响较大，增大U型板厚度可以提高节点的初始刚度，并且可以延缓U型板屈服，改变局部受力状态，U型板厚度大于16 mm时，节点承载力和初始刚度均无明显增加，为避免材料浪费，U型板厚度建议取12～16 mm；随着钢梁跨高比的减小，节点初始刚度增加明显；改变U型板长度对节点静力性能的影响较小。

(3)基于装配式交叉U型连接件的钢板混凝土组合剪力墙-钢梁节点模型的滞回性能良好，滞回曲线形状均较饱满，转角延性系数μ均大于4，等效粘滞阻尼系数he在0.302 9～0.400 1之间，耗能明显。

(4)U型板厚度在12 mm左右时，节点模型的延性及耗能能力均表现良好；U型板长度对节点延性影响较大，U型板长度为240 mm时，节点表现出良好的延性性能；随着钢梁跨高比的增加，钢梁变形能力提高，延性增加，表明连梁刚度相对较小时，有利于其变形能力的发挥及塑性铰的形成，钢梁跨高比由6.15变化至14.35时，滞回曲线变得愈加饱满，节点耗能能力明显增强。