李升才，朱 旦，周玲玲

（1.莆田學院土木工程學院，福建莆田 351100；2.華僑大學土木工程學院，福建廈門 361021；3.閩南理工學院土木工程學院，福建泉州 362700）

引言

自21世紀以來，我國建筑業(yè)發(fā)展勢頭迅猛，由于鋼-混組合結(jié)構(gòu)很好的融合了2種材料的天然優(yōu)勢，進而得到國內(nèi)外學者的廣泛青睞。梁柱組合節(jié)點在維護結(jié)構(gòu)的整體穩(wěn)定中發(fā)揮著至關重要的作用。地震隨機性較強，使得結(jié)構(gòu)的傳力復雜，為此國內(nèi)外眾多學者進行深入研究［1-5］。美國學者Saeid Alizadeh等［6］對2種不同形式的RCS 組合節(jié)點進行低周往復試驗，發(fā)現(xiàn)兩者均具有良好的延展性，且在較大水平位移下仍能保持一定強度，這表明RCS 框架結(jié)構(gòu)可應用于高震區(qū)。通過對比兩者，發(fā)現(xiàn)節(jié)點附加承載板能有效提高節(jié)點的最大承載力和抗剪強度。門進杰［7］對6 個不同構(gòu)造形式的RCS 中節(jié)點試件進行抗震性能試驗研究，結(jié)果表明RCS 中節(jié)點試件具有良好的抗震性能，合理的節(jié)點構(gòu)造措施可以提高節(jié)點的受剪承載力和變形能力，此外，發(fā)生局壓破壞的試件承載力退化大，剛度退化較快。熊禮全等［8］對RCS組合節(jié)點的力學機理進行分析研究，并著重介紹受剪承載力計算公式的研究情況。

以上研究在一定程度上促進了RCS組合結(jié)構(gòu)的發(fā)展，但在施工難度和制作成本等綜合因素的考量上不具備核心競爭力，嚴重制約了RCS組合結(jié)構(gòu)的推廣和工程應用。因此，文中根據(jù)“強柱弱梁，節(jié)點更強”的抗震設計原則，制作了6個裝配式混凝土柱蜂窩鋼梁組成的梁柱組合件，并設計了一種傳力合理的裝配式構(gòu)造形式。同時，考慮到在地震作用下結(jié)構(gòu)荷載等因素產(chǎn)生的重力二階效應難以避免，有必要對不同軸壓比下結(jié)構(gòu)的抗震性能進行深入研究，以便該結(jié)構(gòu)在工程中的應用。文中利用試驗和有限元數(shù)值模擬和擴大參數(shù)分析對不同軸壓比下裝配式RCS梁柱組合件進行研究，著重研究軸壓比對不同抗震性能指標的影響。

1 試驗概況

1.1 試件設計與制作

本試驗的梁柱組合件取自RCS組合框架結(jié)構(gòu)的中間層中節(jié)點單元，根據(jù)相似關系（見表1）取1/2模型為研究對象，如圖1 所示。設計制作6 個裝配式RCS 梁柱組合件，試件編號為PRCS-N1～PRCS-N6，試驗工況見表2。各試件混凝土柱的尺寸為b×h=200 mm×200 mm，反彎點之間的間距為1 800 mm；工字型蜂窩鋼梁截面尺寸為h×b×tf×tw=165 mm×125 mm×10 mm×10 mm（h、b、tf、tw分別表示鋼梁的高度、寬度、翼緣厚度和腹板厚度），反彎點之間的間距為2 400 mm。

圖1 試件尺寸詳圖Fig.1 Specimen size details

表1 RCS組合結(jié)構(gòu)模型試件設計的相似關系Table 1 Similarity relations in the design of RCS composite structure model

表2 試驗工況Table 2 Test conditions

裝配式柱接頭采用外包鋼管栓桿連接方式：由于裝配處受力復雜，是結(jié)構(gòu)傳力的關鍵部位，設計時應當考慮到剪力、彎矩的傳遞。根據(jù)《鋼結(jié)構(gòu)設計標準》［9］計算得到抗剪承載力和抗彎承載力控制下的外包鋼板厚度，并取較大值作為外包鋼板厚度；同時考慮剪力和彎矩的作用范圍，從而明確其高度。最終將外包鋼管外表面尺寸確定為200 mm×400 mm，厚度取2 mm。為方便模具制作，將裝配處設計為外表面與柱表面齊平。預制上下柱通過10.9級高強螺桿固定在一起，由于裝配處受力復雜，為防止栓桿拔出，將高強螺桿滿焊于外包鋼管上。此外，外包鋼管開孔較多，截面削弱明顯，為保證其強度，鋼材選用Q390 級鋼，并在開孔處焊接2 mm 厚度鋼板條，防止應力集中，又能增大其與灌漿料的摩擦作用，減小滑移，增強外包鋼管柱-柱接頭的整體性。具體尺寸如和構(gòu)造如圖2所示。

圖2 外包鋼管構(gòu)造詳圖Fig.2 Outsourcing steel pipe structure detailed drawing

六邊形孔蜂窩鋼梁，節(jié)點鋼板箍，柱端板均采用Q345 級鋼材。焊接時，采用E50 焊條。鋼構(gòu)件由工廠定制，采用高強螺栓將蜂窩鋼梁與混凝土柱連接，選用10.9 級M20 高強螺栓，節(jié)點核心區(qū)的連接構(gòu)造如圖3所示。

圖3 梁柱節(jié)點連接構(gòu)造圖Fig.3 Beam-column connection structure diagram

1.2 材料性能

本試驗采用C60 的商品混凝土澆筑RC 柱，澆筑過程中制作9 個標準立方體試塊，并與試件置于同等條件下養(yǎng)護28 d，最終可得立方體標準抗壓強度平均值fcu，k為75.6 MPa。

本次試驗中裝配式外包鋼管采用Q390鋼，其余鋼構(gòu)件采用Q345鋼，所有鋼構(gòu)件均由工廠按照試驗設計圖紙加工；混凝土柱的縱向受力筋、構(gòu)造鋼筋、箍筋均為HRB400 熱軋鋼筋。鋼筋和鋼材的材性試驗根據(jù)金屬材料試驗方法的國家現(xiàn)行標準進行，在華僑大學土木工程學科實驗大樓結(jié)構(gòu)材料性能實驗室完成，所得結(jié)果見表3。

表3 鋼材的力學性能Table 3 Mechanical properties of steel

1.3 加載制度與加載設備

試驗通過反力架大梁上的液壓千斤頂對柱施加恒定軸力；水平荷載采用低周往復加載方案，模擬RCS梁柱組合件在水平地震作用下的受力情形，試驗裝置見圖4。在水平荷載的作用下，為確?；炷林冀K處于恒定豎向荷載作用，通過2個拉桿和上部壓梁共同作用。將上柱限制在其前端配置限位頂板內(nèi)，保證柱端與豎向設備一起轉(zhuǎn)動。

圖4 試驗加載裝置圖Fig.4 Test loading device diagram

蜂窩鋼梁端部預留孔洞，將拉壓桿通過該孔洞與壓梁連接，進而擬合單鏈桿的約束情況。為模擬混凝土柱端部的反彎點，采用固定球鉸固定柱下端。水平力通過MTS 電液伺服加載控制系統(tǒng)施加，加載全過程均通過位移進行控制。根據(jù)《建筑抗震試驗方法規(guī)程》［10］制定如下加載制度：試驗初期，結(jié)構(gòu)處于彈性工作狀態(tài)，加載位移幅值逐步遞增，每級往復循環(huán)加載1 次；當試件屈服后，改為3 次往復循環(huán)加載，具體加載過程如表4 所示。以水平承載力下降至極限荷載的85%或試件不具備繼續(xù)承載豎向荷載能力為判斷依據(jù)，遂終止試驗。

表4 試驗加載制度Table 4 Test loading system diagram

2 試驗結(jié)果

2.1 試驗現(xiàn)象

當試件PRCS-N2、PRCS-N1、PRCS-N3 和PRCS-N5 的位移幅值分別達到12.01，9.02，12.01 和12.01 mm時，節(jié)點核心區(qū)下部混凝土柱開裂，開裂荷載分別為43.08，34.79，46.09 和42.51 kN。當繼續(xù)加載至位移角為1/35，對應的位移幅值為51.4 mm 時，混凝土柱上裂縫增加迅并向外延伸發(fā)展，所得荷載-位移曲線所圍面積明顯增大，此時試件已達屈服階段，對應的屈服荷載分別為：109.39，112.44，114.36，118.23 kN。隨著位移幅值的進一步加大，當位移角達到1/20，對應的位移幅值為90 mm時，各試件均已達到峰值荷載，分別為125.64，128.10，131.01，132.98 kN。而后，隨著位移幅值的增加試件的承載力有所降低，當位移角（幅值）1/12（150 mm）時，各試件的承載力分別為117.35，119.94，124.45，124.91 kN，鋼梁明顯屈曲，甚至在蜂窩處產(chǎn)生局部裂縫，此時試件承載力雖未降至最大荷載的85%，但由于位移角過大，考慮到實驗設備安全等客觀因素，停止加載。此時各試件的最終破壞結(jié)果和局部破壞情形如圖5、圖6所示。

圖5 最終破壞形態(tài)Fig.5 Final destruction form

圖6 鋼梁屈曲及蜂窩孔洞開裂Fig.6 Steel beam buckling and honeycomb hole cracking

當試件PRCS-N4，PRCS-N6 的位移幅值達到12.00，9.01 mm 時，節(jié)點核心區(qū)下部混凝土柱開裂，開裂荷載分別為41.17，34.37 kN。當繼續(xù)加載至位移角為1/35，對應的位移幅值為51.4 mm時，滯回環(huán)明顯增大，但從滯回曲線形狀上看，有捏縮現(xiàn)象產(chǎn)生，可見變形主要是柱構(gòu)件提供。此時荷載分別為103.03，111.32 kN。當加載到90.1 mm 和72.1 mm 時達到峰值荷載，分別為119.9，126.94 kN。當試驗加載進行到105.2 mm 時，因節(jié)點核心區(qū)上側(cè)混凝土柱斷裂，PRCS-N4的承載力突降至83.44 kN，為峰值荷載的69.6%，可判定為試件破壞，遂終止加載。同樣的PRCS-N6在位移幅值為90.1 mm時，承載力突降至58.15 kN，停止試驗加載。兩者均為節(jié)點核心區(qū)上部混凝土破壞所導致的承載力突降，整個加載過程中，鋼梁的變形非常小，肉眼基本看不出變形，也就是說，試件是在鋼梁沒有屈服的情況下發(fā)生柱混凝土突然壓碎的構(gòu)造破壞。具體試驗現(xiàn)象如圖7所示，RC柱最終破壞形態(tài)如圖8所示。

圖7 最終破壞形態(tài)Fig.7 Final destruction form

圖8 RC柱被壓碎Fig.8 RC column is crushed

2.2 破壞形態(tài)

文中所研究的裝配式RCS 梁柱組合件試件，都是按照“強柱弱梁，節(jié)點更強”的原則設計的。對比圖5 和圖7 可見，試件PRCS-N1-3 及5 都是鋼梁已經(jīng)屈服并已嚴重屈曲，但柱鋼筋仍然沒有屈服，且柱的混凝土也沒有壓碎，屬于理想的梁鉸破壞形態(tài)；而試件PRCS-N4 和6 在鋼梁還沒有屈服之前，由于柱子的混凝土施工質(zhì)量較差（1/2 比例試件模型尺寸較小，再加上鋼筋過密，使大部分石子無法進入柱內(nèi)，壓碎區(qū)可看到基本都是砂漿，導致混凝土強度大大下降），強度沒有達到設計值，所以，在柱子鋼筋還沒有屈服之前，混凝土率先被壓碎，使試件產(chǎn)生構(gòu)造破壞，這在實際工程中1∶1的柱構(gòu)件中是可以避免的。以上破壞形態(tài)也可從鋼梁和混凝土柱鋼筋所布置的應變片的應變的變化加以分析。試件PRCSN1-3及5的柱鋼筋應變均沒有達到屈服值前，而鋼梁的應變早已經(jīng)達到屈服值，顯然，發(fā)生梁鉸破壞形態(tài)。而試件PRCS-N4和6在混凝土壓碎時，柱鋼筋應變和鋼梁的應變均沒有達到屈服值，發(fā)生了構(gòu)造破壞。通過對試驗現(xiàn)象和破壞形態(tài)進行對比分析，可知：

各試件在裝配處均未發(fā)生破壞，說明外包鋼板柱-柱接頭構(gòu)造設計合理，能夠很好的傳遞荷載；混凝土柱上斜裂縫均出現(xiàn)在節(jié)點核心區(qū)的周圍，但始終未貫通整個混凝土柱截面，由于節(jié)點核心區(qū)受到鋼板箍的約束，極大程度上避免了梁柱節(jié)點核心區(qū)的剪切破壞，能夠很好的實現(xiàn)強節(jié)點的抗震設防目標。

梁鉸破壞是較為理想的破壞形態(tài)，能夠極大地發(fā)揮蜂窩鋼梁的塑性耗能性能，承載力下降緩慢，延性較好。而構(gòu)造破壞是試件模型尺寸過小導致混凝土澆筑質(zhì)量差所致，實際工程中1∶1的柱構(gòu)件是不會發(fā)生的。

2.3 滯回曲線

圖9 為試驗裝配式RCS 梁柱組合件的滯回曲線，并取本課題組之前所做現(xiàn)澆試件中軸壓比相近的RCS-6試件［11］做對比，結(jié)果如圖10所示，經(jīng)分析可得：

圖9 滯回曲線Fig.9 Hysteresis curve

圖10 裝配、現(xiàn)澆試件滯回曲線對比Fig.10 Comparison of hysteresis curves of assembled and cast-in-place specimens

研究的6個裝配式RCS梁柱組合件中，有2個（PRCS-4、PRCS-6）發(fā)生構(gòu)造破壞，其余均為理想的梁鉸破壞。圖9、圖10中橫坐標表示結(jié)構(gòu)位移，縱坐標表示水平荷載。梁鉸破壞時，鋼梁端部變形明顯，鋼材塑性變形顯著，能夠很好的發(fā)揮鋼梁的塑性耗能能力，所得滯回環(huán)十分豐滿。鋼梁屈服進一步發(fā)展，試件的強度退化明顯減緩，但剛度退化卻十分顯著，這是由于蜂窩鋼梁梁端塑性鉸在向外拓展所導致，同時表明鋼梁處在強化階段。由此可以看出，在彎曲破壞時，很好的發(fā)揮了鋼梁的塑性耗能能力，極大地耗散了地震能量，削弱了節(jié)點核心區(qū)的破壞，進而“強柱弱梁，節(jié)點更強”的設防原則得以實現(xiàn)。

4 個梁鉸破壞的試件均具有飽滿的滯回曲線，表明鋼梁的塑性變形性能得以發(fā)揮；PRCS-N2 的軸壓比最小，但滯回環(huán)最豐滿。大體上可以看出，隨著軸壓比的減小，試件的耗能能力有所增強；PRCS-N5與現(xiàn)澆的RCS-N6 軸壓比相近，均呈現(xiàn)出梁端彎曲的梁鉸耗能機制，滯回曲線大體呈梭形，表現(xiàn)出良好的耗能能力。

2.4 骨架曲線

圖11為試驗所得骨架曲線，為了較為直觀合理的比較現(xiàn)澆和裝配式試件的承載能力，以現(xiàn)澆試件正向最大荷載（Pcis，max）為基數(shù)，將裝配式試件各階段的荷載值與其相除，得到的比值再除以二者混凝土強度和鋼梁強度的比值乘積，可得試件的“不受材料強度影響的性能比——稱為綜合性能比的骨架曲線”，繪制于圖12。“綜合性能比的骨架曲線”有效的消除了混凝土和鋼梁所用鋼材強度的影響，可以更為合理的反映試件的承載能力［12］。將特征點匯總于表5 中，其中屈服點采用能量等值法［13］確定，如圖13所示。經(jīng)分析可得：

表5 裝配式RCS梁柱組合件試驗骨架曲線主要特征點Table 5 Main characteristic points of test skeleton curve of prefabricated RCS beam-column assembly

圖11 骨架曲線Fig.11 Skeleton curve

圖12 裝配、現(xiàn)澆試件骨架曲線對比Fig.12 Comparison of skeleton curves of assembled and cast-in-place specimens

圖13 能量等值法Fig.13 Energy equivalence method

（1）屈服前試件PRCS-N6的初始剛度最大，骨架曲線較陡，呈直線；而試件PRCS-N6的軸壓比也是最大的，這符合隨著軸壓比的增大裝配式RCS梁柱組合件的初始剛度也隨之增大的規(guī)律。

（2）當軸壓比由0.135 增大到0.203 時，試件的峰值荷載從PRCS-N2 的125.64 kN 變?yōu)镻RCS-N5 的132.98 kN，提升了6%。由此可見承載能力隨著軸壓比的增大而變強。

（3）梁鉸破壞的試件能夠很好的發(fā)揮鋼梁的塑性耗能能力，承載能力和抗震性能明顯優(yōu)于構(gòu)造破壞的試件。當達到極值荷載后，雖處于較大位移角作用下，其承載能力有少許降低，但也未出現(xiàn)明顯下降現(xiàn)象。這是因為本試驗設計的鋼梁滿足《鋼結(jié)構(gòu)設計標準（GB 50017-2017）》表3.5.1中S1級截面板件寬厚比等級，該等級可達全截面塑性，保證塑性絞具有塑性設計要求的轉(zhuǎn)動能力，且在轉(zhuǎn)動過程中承載力不降低，稱為一級塑性截面，也可稱為塑性轉(zhuǎn)動截面。

（4）由于裝配處鋼板箍的約束作用，試件承載能力有些許提高，試驗中后期鋼梁均表現(xiàn)出良好的塑性發(fā)展趨勢，表明柱-柱裝配合理，結(jié)構(gòu)傳力可靠。

2.5 剛度退化

剛度退化能夠很好的反映結(jié)構(gòu)的累積損傷情況［14］。由《建筑抗震試驗方法規(guī)程》［10］的相關規(guī)定，可以由各級位移幅值加載下對應的峰值點荷載和相應的位移值按照式（1）計算可得裝配式RCS梁柱組合件的割線剛度Ki。將各個試件的割線剛度-位移曲線繪于圖14。

式中：＋Pi、-Pi分別表示第i次正、反向加載下骨架曲線的荷載值；＋Δi、-Δi分別表示第i次正、反向加載下骨架曲線的位移值。

由圖14經(jīng)分析可得：

圖14 剛度退化曲線Fig.14 Stiffness degradation curve

（1）發(fā)生構(gòu)造破壞時試件（PRCS-N4）的剛度小于發(fā)生梁鉸破壞的試件（PRCS-N1、PRCS-N2、PRCSN3、PRCS-N5），而且發(fā)生構(gòu)造破壞的試件（PRCS-N4）剛度退化更快。

（2）6 個試件中，試件PRCS-N6 的軸壓比和初始剛度均為最大，再次呈現(xiàn)了隨著軸壓比的增大，試件初始剛度也隨之增加的規(guī)律。

（3）在加載初期，試件的割線剛度退化較快，隨著加載位移的增大，試件逐漸屈服，極大地發(fā)揮了鋼梁的塑性耗能能力，剛度退化的速率也隨之減緩。

（4）裝配、現(xiàn)澆初始剛度大體相似，當試驗加載進行到24 mm 后，裝配試件剛度退化速率的變緩程度更為明顯，表明裝配處鋼板箍對剛度退化起到了一定的抑制作用。

2.6 延性

延性是結(jié)構(gòu)抗震性能的重要指標，能夠較好的描述結(jié)構(gòu)在達到屈服荷載后，但尚未下降至85%的過程中，所表現(xiàn)的變形能力［15］。文中采用延性系數(shù)μ來定量描述結(jié)構(gòu)的延性，計算公式如式（2）：

式中：Δu表示試件破壞時的位移；Δy為試件屈服時的位移。

對比表6、表7可得試件的延性特征（因制作原因造成構(gòu)造破壞試件剔除，因為不符合設計原則，研究其延性沒有意義）：

（1）構(gòu)件符合設計原則，發(fā)生梁鉸破壞時，隨著軸壓比的增大，延性系數(shù)有所降低，但降低并不明顯，這是因為鋼梁屈服后變形很大，控制了組合件的變形，柱的變形只是很小一部分，而軸壓比主要影響柱變形。

（2）梁鉸破壞的裝配式RCS 梁柱組合件的延性系數(shù)均接近或超過3.0，表明節(jié)點核心區(qū)的構(gòu)造合理，具有較好的延性性能。

2.7 耗能

文中采用等效粘滯阻尼系數(shù)he來表征組合件在地震作用過程中的耗能能力。該系數(shù)通過滯回環(huán)所圍面積進行計算，其值的大小與耗能能力成正比［16］，計算公式如下：

式中：SABC+SCDA表示滯回環(huán)所包圍的面積；SOBE+SODF表示三角形OBE與三角形ODF的面積之和，如圖15 所示［17］。從式（3）可以看出he越大則對應的滯回環(huán)越飽滿，即耗能能力越強。

圖15 滯回環(huán)面積示意圖Fig.15 Schematic diagram of hysteresis loop area

將不同層間位移角下的水平位移Δ與等效粘滯阻尼系數(shù)he建立關系曲線，如圖16所示。經(jīng)分析可知：

圖16 耗能曲線Fig.16 Energy consumption curve

（1）隨著水平位移的增加，各個試件的等效粘滯系數(shù)均表現(xiàn)出增大趨勢，說明大的層間位移角下耗能性能有所提高。

（2）對比曲線可見，軸壓比較大的試件，其等效粘滯系數(shù)較小，表明裝配式RCS 梁柱組合件的等效粘滯系數(shù)隨軸壓比增大而減小，即隨著軸壓比的增大，試件的耗能能力減弱。

（3）現(xiàn)澆和裝配式試件均表現(xiàn)出良好的耗能能力，說明蜂窩鋼梁梁柱組合件具有良好的抗震性能。

綜上可見：

（1）設計的6個試件中除PRCS-N4、PRCS-N6外，其余均發(fā)生梁端彎曲的梁鉸破壞。發(fā)生梁鉸破壞時試件的承載力相對較高，滯回曲線呈梭形且較為飽滿。

（2）對發(fā)生梁鉸破壞的試件，軸壓比對抗震性能有一定影響，但影響不大。因為發(fā)生梁鉸破壞時，組合件的變形由鋼梁控制，軸壓比主要影響柱的變形。軸壓比增大時，試件的承載能力有所提高，但試件的耗能能力和延性均有所降低。

3 有限元分析

3.1 模型建立

3.1.1 材料本構(gòu)關系和強化模型

利用ABAQUS對梁柱組合件進行建模分析，混凝土采用塑性損傷本構(gòu)模型［18］，除鋼梁外，其余鋼構(gòu)件均采用普通雙折線本構(gòu)模型［19］?？紤]到低周往復荷載對蜂窩鋼梁的循環(huán)作用，選用二折線隨動強化模型［20］。試驗材料參數(shù)取自表3。

3.1.2 關鍵部件之間的接觸關系設置

由于各部件在節(jié)點及裝配處復雜交匯，要有效模擬裝配式RCS梁柱組合件在反復荷載作用下的抗震性能，準確定義各部件之間關系是模擬成功的關鍵。采用面與面接觸和tie約束關系來建立節(jié)點處各部分之間的接觸關系，其中，以螺栓表面與螺帽內(nèi)側(cè)面為接觸面，外伸端板孔洞與外表面為目標面，同時外伸端板內(nèi)表面與鋼板箍外表面建立另一接觸對；在試驗過程中，并未發(fā)現(xiàn)鋼板箍與混凝土柱出現(xiàn)滑移分離現(xiàn)象，鋼板箍與柱面采用綁定關系；對于高強螺栓與混凝土柱之間，分別對內(nèi)置、綁定和接觸3種關系進行試算，發(fā)現(xiàn)綁定與試驗結(jié)果最相近，故采用此種方式定義兩者關系。在外包鋼管柱-柱接頭處，為防止在往復加載過程中栓桿側(cè)向拔出，螺栓桿通過滿焊方式焊接于外包鋼管之上，故此處定義可采用tie約束；又因為預留孔洞與栓桿、柱端與外包鋼管之間采用細密灌漿料從上而下充分填充，且根據(jù)試驗結(jié)果裝配處連接性能可靠，故同樣采用tie約束來定義它們之間的關系，根據(jù)裝配式建筑特點，預制上下柱交界處則定義接觸關系，界面切向行為按照美國建筑結(jié)構(gòu)規(guī)范，對有意進行摩擦處理的界面，摩擦系數(shù)取1.0，法向定義為“硬接觸”。

3.1.3 有限元模型及網(wǎng)格劃分

由于有限元模型各部件開孔較多且模型復雜，如果直接進行網(wǎng)格劃分，得到較差的有限元單元，嚴重影響計算精度，甚至可能會造成結(jié)果不收斂，故網(wǎng)格劃分之前首先要對各部件進行分區(qū)，著重去除部件中的折角與曲面，然后進行網(wǎng)格劃分，同時節(jié)點和裝配處受力復雜，為使結(jié)果更收斂，將兩處分區(qū)后進行更加細密的網(wǎng)格劃分。所有實體部件均采用掃略中性軸算法進行網(wǎng)格劃分，由ABAQUS 生成相應網(wǎng)格，網(wǎng)格模型如圖17所示。

圖17 試件整體有限元模型Fig.17 The overall finite element model of the specimen

3.1.4 邊界條件及荷載施加

同試驗一致，鋼梁與RC 柱兩端均為鉸接，同時防止試件發(fā)生平面外轉(zhuǎn)動或位移，對相應的自由度進行約束。在加載點位置添加剛性墊塊，防止此處混凝土變形過大，影響結(jié)果精度。有限元模型共設計4個分析階段，第1 階段施加螺栓預緊力；第2 階段固定螺栓變形后的長度并進行軸力的預加載，其值約為目標荷載的1%，以防軸力過大，引起計算不收斂，此次對試驗PRCS-N5分析驗證，故軸力大小為4 666 N；第3階段施加豎向載荷，大小為466 600 N；第4階段進行循環(huán)往復分析，加載制度與圖5一致。

3.2 結(jié)果驗證

3.2.1 破壞形態(tài)對比

對已經(jīng)建立的有限元模型進行加載，試件的破壞形態(tài)與試驗吻合度較高，均為蜂窩鋼梁梁端第一個蜂窩孔洞處的梁鉸破壞，試驗和模擬的最終結(jié)果對比如圖18所示。

圖18 試驗和模擬的最終結(jié)果對比圖Fig.18 Comparison chart of the final results of the experiment and simulation

3.2.2 骨架曲線對比

圖19 為試件PRCS-N5 的試驗骨架曲線和模擬骨架曲線的對比。從中可以看出，試件PRCS-N5 的計算得到的模擬骨架曲線與試驗結(jié)果吻合度較高，有限元分析的試件最大承載力和試驗值基本一致，表明此模型是準確的，精度較高。另外，由圖11 的試驗試件的骨架曲線和圖20的有限元分析的骨架曲線，通過圖20的試驗和有限元結(jié)果對比相聯(lián)系，可知所有試驗試件和有限元模擬結(jié)果的骨架曲線都能夠高度吻合。這為后續(xù)的擴大參數(shù)分析奠定了良好的基礎。

圖19 PRCS-N5試驗與模擬骨架曲線的對比Fig.19 Comparison of PRCS-N5 test and simulated skeleton curve

圖20 PRCS-N7～PRCS-N16的骨架曲線Fig.20 Skeleton curve of PRCS-N7～PRCS-N16

3.3 擴大參數(shù)分析

通過變化軸壓比對6個裝配式RCS 梁柱組合件進行研究，其試驗軸壓比相對較小，為了滿足工程實際應用，加大軸壓比對已經(jīng)建立的有限元模型進行擴大參數(shù)分析。模擬的試驗工況如表6所示。

表6 模擬的試驗工況Table 6 Simulated test conditions

3.3.1 骨架曲線及延性

不同軸壓比下各個試件的骨架曲線匯總于圖20。并按前述方法將骨架曲線特征點列于表7。

表7 裝配式RCS梁柱組合件模擬骨架曲線主要特征點Table 7 The main characteristic points of the simulated skeleton curve of the prefabricated RCS beam-column assembly

通過對比圖20和表7中的PRCS-N7～PRCS-N16可知：

（1）試件承載能力均較大，但隨著軸壓比的提高最大承載力均有所提高，但提高程度不夠明顯。這是因為，對符合設計“強柱弱梁，節(jié)點更強”設計原則的梁柱組合件，由于鋼梁屈服形成梁鉸而柱仍處于彈性狀態(tài)，所以，組合件的受力和變形性能由鋼梁控制，而軸壓比主要影響柱的受力和變形性能，組合件的受力和變形性能受柱的影響很小，因而，軸壓比對組合件的受力和變形性能影響很小。

（2）同樣，隨著軸壓比的增大，屈服荷載也略有提高。

（3）加載到位移幅值150 mm 時，最大承載力尚處于上升階段，可以看出延性性能較為優(yōu)越。PRCS-N7 的軸壓比最小，延性系數(shù)最大，表明延性隨軸壓比的增大而略有降低（原因同（1））。

3.3.2 剛度退化

根據(jù)前述方法將PRCS-N7～PRCS-N16的剛度退化-位移特征曲線匯總于圖21。經(jīng)分析可知：

圖21 PRCS-N7～PRCS-N16剛度退化曲線Fig.21 PRCS-N7～PRCS-N16 stiffness degradation curve

（1）試件PRCS-N16 的軸壓比和初始剛度均為最大，也呈現(xiàn)了試件的初始剛度隨軸壓比的增加而增大的規(guī)律。

（2）在試件加載初期，各個試件的剛度退化較快，剛度退化速率隨著加載位移的增加而減小。軸壓比對剛度退化的影響也不大，原因同軸壓比承載力和延性的影響。

4 結(jié)論

（1）文中建立的有限元分析模型所得模擬結(jié)果與試驗結(jié)果吻合度較高，能夠較好的滿足裝配式RCS 梁柱組合件在低周反復荷載作用下的抗震性能擴大參數(shù)分析。

（2）通過現(xiàn)澆試件的對比，可以驗證文中所設計的柱-柱接頭能夠滿足荷載的傳遞，其受力性能可以和現(xiàn)澆試件媲美。并且保證混凝土柱澆筑質(zhì)量的裝配式RCS 梁柱組合件的破壞形態(tài)很好的實現(xiàn)了“強柱弱梁，節(jié)點更強”的抗震設計原則。

（3）軸壓比對發(fā)生梁鉸破壞的組合件抗震性能影響不明顯，隨著軸壓比的增大，組合件的初始剛度略有提高，剛度退化速率略有加大，延性和耗能能力略有減弱。在一定程度上，增大軸壓比使承載能力略有提高。表明軸壓比對按照“強柱弱梁，節(jié)點更強”的抗震設計原則設計的裝配式混凝土柱蜂窩鋼梁組合結(jié)構(gòu)的抗震性能影響不大，這種情況下，軸壓比已經(jīng)不再是控制其抗震設計的主要因素。尤其是通過橫向鋼筋形成的約束高強混凝土柱鋼梁（RCS）組合結(jié)構(gòu)，更是如此。這正是文中研究的創(chuàng)新點所在。