发展装配式建筑是实现建筑产业工业化、促进建筑产业升级的必然之路 ^[1]。装配式框架结构具有构件标准化高、空间大、利于功能改造等优点,但其预制构件节点连接复杂、构件笨重,运输、吊装困难,为降低预制构件重量、提高安装效率,近年来国内外学者对高强混凝土柱-钢梁(reinforced concrete column-steel beam,简称RCS)组合框架结构进行了大量研究。

　　 杨建江等 ^[2]开展了4个钢梁-钢筋混凝土方柱节点试件的试验研究,提出了节点的设计公式。郭子雄等 ^[3,4]对装配式RCS混合框架节点形式进行了试验研究,通过柱贯通型RCS混合节点试验,研究了节点的抗震性能。门进杰等 ^[5]提出改进的RCS组合节点抗剪承载力计算公式,通过17个节点试验数据验证了公式具有较好的适用性。熊礼全等 ^[6]分析了4种破坏模式下的RCS组合节点受力机理,给出了各传力机构承担的抗剪承载力公式。

　　 管柱具有自重轻、便于运输吊装的优点,可通过离心法高效率生产。丁红岩等 ^[7,8,9]对预制混凝土管柱进行了试验分析,提出了管柱的承载力计算方法。张锡治等 ^[10,11]对15个预制高强混凝土混合配筋管柱进行了全尺寸模型试验,结果表明,提高非预应力钢筋配筋率可提高预制高强混凝土混合配筋管柱的承载力,提高构件延性。

　　 贡雪健 ^[12]对于高强混凝土混合配筋管柱-钢梁框架结构,提出了一种新型装配式框架节点,该节点在梁柱节点处外包钢套箍,套箍内侧通过栓钉或焊接环形钢筋增加与混凝土的结合,钢梁与钢套箍通过外环板连接,实现梁、柱干式连接。管柱生产时,钢套箍可以置于管柱生产模具中,模具不需开孔,因此可实现构件生产标准化,提高效率。课题组对这种节点抗震性能及破坏模式开展试验研究。本文在试验分析基础上,利用非线性有限元分析软件ABAQUS对节点进行数值模拟,通过与试验结果对比,验证了模型的有效性,通过变参数,分析柱轴压比、预应力张拉控制应力、环板宽度等参数对节点抗震性能的影响,为该技术工程应用提供参考。

　　 试验共设计6个框架节点试件(JD-1～JD-6),左右梁反弯点距离为3.4m,上下柱反弯点距离为3m,各试件参数见表1,试件尺寸及截面构造见图1,试验现场照片见图2。管柱直径为400mm,壁厚为95mm。为确保节点抗剪承载力满足要求,在钢管内侧采用焊接栓钉和焊接环向钢筋两种抗剪措施。混凝土强度等级为C60,实测混凝土立方体抗压强度为60.42MPa。钢材等级为Q345,按照相关规定对钢板、钢筋进行材性试验,材性试验结果见表2。每个管柱间隔配置5ϕ^s9.0的预应力钢筋和518的非预应力钢筋,预应力张拉控制应力为497MPa。试件的轴压比为0.15。

　　 试验加载装置如图3所示。试验过程中,轴压力保持不变,采用荷载-位移混合控制加载制度,对梁端同步反对称加载。加载至梁端荷载下降到最大承载力的85%或试件发生明显破坏时,结束试验。

　　 试件JD-1的环板由于应力集中而发生撕裂破坏; 试件JD-3受施工质量的影响,翼缘焊缝断裂,未能完成整个试验加载过程。除试件JD-1,JD-3外,其余试件均发生柱端弯曲破坏,破坏现象表现为钢梁下部混凝土压碎破坏,如图4所示。各试件骨架曲线通过连接测量的滞回曲线的峰值点获得,如图5所示。骨架曲线整体形状非常接近,均呈现“S”形,表明试件在加载过程中都经历了弹性阶段、屈服阶段、强化阶段以及破坏阶段。

　　 试件JD-1～JD-3(柱梁线刚度比大于2)在加载至梁端位移达到24mm左右时屈服,经历了比较长的强化阶段。对比3个试件,发现在屈服前,3个试件的初始刚度基本相同,试件JD-1,JD-3骨架曲线十分接近,试件JD-3比试件JD-1的峰值荷载稍大,灌芯对节点试件的承载力提高并不显著,而试件JD-2与试件JD-1,JD-3相比,峰值荷载提高明显,表明配置复合箍筋能够有效地提高框架节点承载能力。试件JD-4～JD-6(柱梁线刚度比小于2)在加载至梁端位移达到18mm左右时屈服,在屈服前3个试件的初始刚度基本相同,同样采用灌芯设计的试件JD-4与管柱试件JD-6峰值荷载接近,而采用复合箍筋设计的试件JD-5峰值荷载最大。

　　 本文选用混凝土塑性损伤模型,这是一种基于塑性理论的连续介质损伤模型,可以用来模拟在单调荷载、反复荷载作用下由混凝土开裂和压碎引起的不可恢复的损伤 ^[13]。混凝土结构在加载、卸载的过程中,伴随着裂缝的开展和闭合,刚度会发生折减,表现为弹性模量的折减 ^[14],因此需要引入损伤因子来反映在卸载过程中刚度的退化。根据图6给出的混凝土单轴受拉、受压的应力-应变关系曲线计算出损伤因子$(\stackrel{\sim }{{\displaystyle \epsilon }}{}_{\text{t}}^{\text{c}\text{k}}$为混凝土拉伸开裂应变,$\stackrel{\sim }{{\displaystyle \epsilon }}{}_{\text{c}}^{\text{i}\text{n}}$为混凝土压缩非弹性应变,$\stackrel{\sim }{{\displaystyle \epsilon }}{}_{\text{t}}^{\text{p}l}$和$\stackrel{\sim }{{\displaystyle \epsilon }}{}_{\text{c}}^{\text{p}l}$分别为混凝土拉压情况下的塑性应变)。混凝土抗压强度、弹性模量取实测值,泊松比取0.2。

　　 钢筋的本构模型采用双折线弹性强化模型,如图7所示。钢材屈服强度f_y和初始弹性模量E_s取实测值,强化阶段弹性模量为0.01E_s,钢筋的密度为7 800kg/m³,泊松比为0.3。

　　 采用ABAQUS有限元软件对预制高强混凝土管柱-钢梁框架节点进行整体建模及单向推覆的有限元分析。

　　 在建模过程中,混凝土、钢板和高强螺栓采用八结点六面体减缩积分实体单元(C3D8R),部件采用结构化网格划分方法,钢筋采用三维桁架单元(T3D2)。

　　 为了模拟试验加载条件,对中柱节点边界条件设置为:柱底铰接,柱顶可以在平面内移动,约束柱顶平面外变形。钢套箍与混凝土界面由法向方向的接触和切向方向的黏结滑移模拟。混凝土与钢套箍法向采用“硬接触”,切向力采用库伦摩擦,界面摩擦系数取0.6。钢筋笼采用嵌入(Embedded)混凝土中,使钢筋与混凝土协同工作,不考虑两者之间的滑移。环板与钢梁翼缘接触面设置绑定(Tie)接触,高强螺栓与连接板、连接板与钢梁腹板之间采用面-面接触模拟,法向为硬接触,切向为罚函数,抗滑移系数取0.2。

　　 施加荷载包括螺栓预紧力、柱顶轴压力、预应力及梁端荷载。有限元模型中分5个分析步进行加载:1)第1分析步,对模型各部件施加临时约束以避免偏移初始位置,施加螺栓预紧力; 2)第2分析步,取消各部件上施加的临时约束,将螺栓预紧力更改为固定在当前螺杆长度; 3)第3分析步,对柱顶耦合参考点RP2施加轴压力; 4)第4分析步,采用降温法对预应力筋施加预应力; 5)第5分析步,对梁端耦合参考点RP3和RP4施加荷载,加载方式为单向位移加载。加载方式和边界条件见图8。

　　 为了满足精度和运算速度,混凝土实体单元和钢筋桁架单元网格尺寸为40mm。

　　 图9为试件JD-4的混凝土等效塑性应变。由图9可以看出,钢梁下侧混凝土等效塑性应变最大,而钢梁上部混凝土应变发展明显滞后于下部混凝土应变发展,这与试验现象中下部柱身混凝土首先被压碎破坏的情况相符合,能够较好地反映节点的最终破坏特征。试验破坏照片见图10。

　　 由于柱梁线刚度比不同,试件JD-1梁端出现塑性铰,试验过程中环板与钢梁交界处由于应力集中撕裂(图11中矩形框内部分),发生梁端破坏,如图11所示。试件JD-4环板变截面处设置倒角,环板上最大应力值降低,但仍存在应力集中现象,梁端未出现塑性铰,发生柱端弯曲破坏,与试验现象一致。试验中,试件JD-1破坏形态为梁端破坏,滞回曲线表现为饱满的“梭形”,具有良好的耗能能力和延性; 试件JD-4破坏形态为柱端弯曲破坏,破坏现象表现为钢梁下部混凝土压碎破坏,试件的滞回曲线不饱满且延性较差。图12和图13分别为试件JD-1,JD-4的钢结构部分应力云图和等效塑性应变。由图12,13可以看出,钢梁端部应力最大,同时由于环板与钢梁交界处存在截面突变,环板变截面处应力集中现象比较严重。

　　 通过对试件JD-1～JD-6进行单向推覆的有限元分析,得到梁端荷载-位移曲线,并与试验荷载-位移曲线进行对比,如图14所示。

　　 由图14可以看出,除试件JD-2外,其他节点试件的有限元模型模拟的初始刚度略大于试验结果,主要原因有两点:1)选定的材料本构模型参数取值与实际材性存在一定差异; 2)在有限元模型处理方面,钢筋骨架内嵌于混凝土中,不考虑钢筋与混凝土之间的滑移。而在实际受力过程中,管柱中的预应力筋与高强混凝土之间存在滑移,因此导致整个节点的刚度减小。荷载达到峰值后有限元模型模拟结果下降更为平缓,主要是因为有限元模型采用单向加载方式,而试验过程中节点受低周反复荷载作用,管柱混凝土损伤不断累积,刚度退化明显。在屈服前试件的有限元模型模拟结果与试验基本吻合,屈服后两者的基本趋势相同,峰值荷载之间误差在10%之内。图9～14表明有限元模型模拟结果和试验的破坏模式、破坏现象吻合较好,有限元模型模拟结果可靠有效,该有限元模型可以用于进一步的参数分析。

　　 鉴于有限的试件数量无法充分了解一些关键参数对节点抗震性能的影响,为了弥补试验过程中研究参数的不足,本文采用ABAQUS软件对预制高强混凝土管柱-钢梁框架节点进行变参数分析以研究轴压比μ_N、预应力张拉控制应力σ、环板宽度s对节点受力性能的影响。共设计了5个预制高强混凝土管柱-钢梁框架节点有限元模型,以试件JD-4为基准模型,进行变参数分析,有限元模型设计参数如表4所示。

　　 各节点模型顶点水平荷载及水平位移特征值见表5,节点屈服荷载F_y、峰值荷载F_p和极限荷载F_u分别对应的位移分别为屈服位移Δ_y、峰值位移Δ_p和极限位移Δ_u。其中屈服荷载F_y采用通用屈服弯矩法确定,极限状态为试件承载力明显下降或达到最大承载力85%以下时的承载力及相应位移,位移延性系数μ=Δ_u/Δ_y。

　　 图15为不同轴压比下试件的荷载-位移曲线。选取试件JD-4,JD-4-1,JD-4-2,轴压比分别为0.15,0.3,0.45,其余参数相同。从图15和表5中可以看出,随着轴压比的增大,节点承载力和刚度明显提高,试件JD-4-1较试件JD-4承载力提高约22.2%,试件JD-4-2较试件JD-4承载力提高约34.6%。当轴压比增大到一定程度时,提高轴压比对承载力的影响逐渐减小,原因是随着轴压比的增加,构件相对受压区高度增大,节点的塑性转动能力变差。

　　 随着轴压比的增大,节点延性逐渐减小。由于试件发生柱端弯曲破坏,且混凝土保护层较厚,过高的轴压比使混凝土压碎破坏加剧、试件退出工作过快,导致延性较差。总体上,轴压比对高强混凝土管柱-钢梁框架节点的抗震性能影响较大,为保证结构或试件的延性,应合理控制轴压比。

　　 图16为不同预应力张拉控制应力下试件的荷载-位移曲线,选取试件JD-4,JD-4-3,JD-4-4,张拉控制应力分别为497,248.5,745.5MPa。结合表5与图16可知,试件JD-4-3较试件JD-4承载力降低约4.7%,试件JD-4-4较试件JD-4承载力提高约3.4%。随着预应力张拉控制应力的增加,节点承载力和刚度逐渐增大,延性逐渐降低,后期承载力下降加快。

　　 图17为不同环板宽度下试件的荷载-位移曲线。结合表5与图17可知,随着环板宽度由60mm增大到120mm,节点承载力提高6.3%,刚度也随之增大。节点的峰值位移减小,延性略有降低,主要是因为当梁端位移加载到同一值时,外环板宽度越大,试件的梁端荷载越大,钢梁与环板连接处的应力也越大,导致混凝土压碎破坏加剧。

　　 在试验分析基础上,利用有限元分析软件对预制高强混凝土管柱-钢梁框架节点进行数值模拟,通过与试验结果对比,得到如下结论:

　　 (1)预制高强混凝土管柱-钢梁框架节点均未发生梁柱节点核心区破坏,满足“强节点弱构件”设计准则。配置复合箍筋可有效改善结构承载能力和延性性能; 采用灌芯的柱截面形式对提高试件承载力的效果不明显。

　　 (2)有限元模型模拟结果与试验结果吻合较好,表明有限元模型能够客观反映试件受力性能和破坏模式,可采用该有限元模型进行参数分析。

　　 (3)有限元参数分析结果表明,轴压比对试件抗震性能有明显影响,随着轴压比的增大,试件的承载力和刚度明显提高,延性逐渐降低; 增加预应力筋张拉控制应力和加大环板宽度均能提高试件的承载能力和刚度,但延性略有降低,后期承载力下降较快。