双钢板混凝土组合剪力墙-钢梁单边螺栓端板连接节点抗震性能研究.pdf

为解决双钢板混凝土组合剪力墙与钢梁难以实现现场免焊装配化连接的问题，提出了一种采用分体垫片式单边螺栓端板连接的装配式节点构造，设计并制作了两个足尺试件进行低周往复加载试验及有限元分析，研究了连接节点的变形机理、破坏形态、承载能力、延性、耗能能力以及刚度退化性能。研究结果表明：根据节点区竖放 H 型钢翼缘厚度不同，节点破坏模式可分为梁端塑性铰破坏和柱壁破坏；发生梁端塑性铰破坏的节点滞回曲线呈饱满的梭形，表现出良好的抗震性能，柱壁及节点区内填混凝土基本保持完好；发生柱壁破坏的节点表现为螺栓孔周钢板受拉形成圆形屈服面，内填混凝土压溃，承载力较低且刚度退化严重，耗能能力较差，加载后期节点的转角主要源于节点区的转动，该失效模式在设计中应予以避免。关键词：双钢板混凝土组合剪力墙；梁墙节点；单边螺栓；拟静力试验；抗震性能中图分类号：TU352.1+1；TU398+.9文献标志码：Adoi:10.6052/j.issn.1000-4750.2022.06.S007SEISMICPERFORMANCEOFENDPLATECONNECTIONSBETWEENSTEELBEAMSANDDOUBLE-SKINCOMPOSITEWALLSWITHBLINDBOLTSHOUHao-wen1,WANGWei1,CHENYue-shi2(1.StateKeyLaboratoryofDisasterReductioninCivilEngineering,TongjiUniversity,Shanghai200092,China;2.ChinaConstructionEighthEngineeringDivisionCo.,Ltd,Shanghai200112,China)Abstract:InordertosolvetheproblemofprefabricatedconstructionbetweenH-shapedsteelbeamsanddouble-skincompositewalls,anassembledendplatejointusingslip-criticalblindbolts(SCBBs)wasproposedinthispaper.Twofull-scaledspecimensweredesignedandfabricatedforlowcyclereciprocatingloadingtestandFEManalysis.Thedeformationmechanism,failuremodes,ultimatecapacity,ductility,energydissipation,andstiffnessdegradationofthejointswerestudied.Theresultsindicatethatthefailuremodescanbedividedintobeambuckling and column surface damage according to the different thickness of vertical H-beam flange.Thehystereticcurveofthebeambucklingjointshowsfullspindleshape,andthejointshowsfineseismicperformancewiththecolumnsurfaceandinfilledconcreteapproximatelyremainingundamaged.Asforthecolumnsurfacedamagedjoint,thecircularyieldsurfaceformedonthesteelplateundertensionaroundtheboltholeandtheinfilledconcretewascrushed.Thebeam-endrotationofthejointismainlycausedbytherotationofthejointarea.Thisfailuremodeshouldbeavoidedinengineeringdesignduetoitslowbearingcapacity,seriousstiffnessdegradationandpoorenergydissipationcapacity.Keywords:double-skincompositewall;wall-beamjoint;blindbolt;quasi-statictest;seismicperformance收稿日期：2022-06-19；修改日期：2023-01-11基金项目：“十四五”国家重点研发计划项目(2022YFC3801904)；上海市科委扬帆计划项目(20YF1454500)；国家自然科学基金项目(52078366)通讯作者：王伟(1977)，男，江西人，教授，博士，博导，主要从事钢与组合结构消能减震与韧性提升研究(E-mail:).作者简介：侯皓文(1997)，男，山东人，博士生，主要从事钢与组合结构抗震性能研究(E-mail:);陈越时(1991)，男，安徽人，博士，主要从事钢结构抗震研究(E-mail:).第40卷增刊Vol.40Suppl工程力学2023 年 6月June2023ENGINEERINGMECHANICS259双钢板混凝土组合剪力墙是由外侧双层钢板内填混凝土构成的“三明治”结构，受力过程中内填混凝土为外包钢板提供侧向支撑，同时外包钢板起到约束内填混凝土的作用，充分发挥出两种材料各自优势，具有强度高、延性好等优点12，具有良好的应用前景。目前国内外针对双钢板组合剪力墙的抗震性能已展开了广泛的研究37。组合剪力墙往往在端部设置方钢管柱作为边缘约束构件，钢管柱-H 形钢梁节点主要通过焊接的方式进行连接8，包括内隔板焊接节点、隔板贯通式节点、外环板节点以及槽钢和T形钢加劲肋节点等。胡立黎和尹卫泽9、郝际平等10、张会凯11和杨啸等12分别针对钢管束组合剪力墙体系、多腔钢管组合柱体系、桁架式多腔体钢板组合剪力墙体系、波形钢板组合剪力墙体系，提出了焊接端板、肋板、侧板、上环板-下贴板等节点构造，并开展了抗震性能试验。ZHOU 等13提出的 型连接件节点，为组合剪力墙、扁钢管组合柱等结构的弱轴连接提供了一种有效方案。然而，国内外历次地震后震害调查表明，钢结构焊接节点的震害相比螺栓连接更为严重14；另外，钢结构现场焊接质量较难保证，施工安装效率低。因此，为提升抗震性能和装配效率，宜优先采用螺栓连接。组合剪力墙为封闭截面，使用传统高强螺栓无法伸入内部施拧，需要采用可从钢管外侧安装和施拧的单边高强螺栓来实现梁柱现场免焊连接。GAO 等15和 WANG 等16近年来研发出分体垫片式单边螺栓，可达到与传统摩擦型高强螺栓完全等同的性能水平。在此基础上，本文提出一种采用分体垫片式单边螺栓端板连接的组合墙-梁装配式节点，对其进行足尺模型的梁端拟静力低周往复加载试验研究和数值模拟，考察节点的失效模式和滞回性能，验证构造可靠性，为实际工程应用提供依据。1节点构造设计1.1分体垫片式单边螺栓分体垫片式单边螺栓(Slip-criticalblindbolt,简称 SCBB)包括五个组件：扭剪型高强螺杆、螺母、普通垫片、分体式垫片和套筒，如图 1 所示。分体式垫片是核心组件，具有可压缩和自回弹特性，能够实现单边穿拧，并具备等同于摩擦型高强螺栓的高紧固性。分体式垫片套筒扭剪型高强螺栓螺母普通垫片图1分体垫片式单边螺栓构造Fig.1Configurationofslip-criticalblindbolts1.2组合剪力墙-梁单边螺栓端板连接节点构造组合墙端柱上设置竖放的 H 型钢作为节点加强区，其翼缘作为组合墙柱壁，并开设螺栓孔；节点加强区两侧设置侧面封板；在工厂完成竖放H 型钢、侧面封板与端柱，以及 H 型钢梁、加劲肋与端板的全熔透焊接连接；端板与柱壁在现场通过分体垫片式单边螺栓装配式连接。节点构造如图 2 所示，节点安装步骤如图 3 所示。单边螺栓钢梁端板加劲肋组合墙内填混凝土组合墙端柱节点区内填混凝土侧面封板节点区竖放H型钢柱壁(节点区H型钢翼缘)组合墙墙体图2分体垫片式单边螺栓端板连接节点构造Fig.2ConfigurationofendplatejointusingSCBBs2试验概况2.1试件设计试验设计了 2 个单边螺栓端板连接节点足尺试件，编号分别为 SCBB-1 和 SCBB-2。试件几何形状和设计参数如图 4 所示，图 4 中 t 为对应组件的钢板厚度。所有组合墙规格均为 2600mm1280mm160mm，墙体钢面板和内部加劲肋的厚度均为 4mm，钢梁截面为 H280mm140mm8mm6mm；端柱截面为160mm4mm，方钢管在节点区切除 600mm 并焊接竖放的 H 型钢作为节点加强区，截面分别为 H160mm160mm12mm5mm(SBBB-1)和 H160mm160mm6mm5mm(SBBB-2)，节点区侧面焊接 5mm 厚封板；端板260工程力学规格为 600mm160mm16mm，加劲肋厚度为10mm。试件中各关键组件实测尺寸见表 1。表1试件实测尺寸Table1Measureddimensionsofspecimens实测部位及测量项目SCBB-1SCBB-2梁翼缘厚度/mm8.88.7梁腹板厚度/mm6.16.2梁高度/mm280280梁宽度/mm140140端柱厚度/mm3.94.2柱壁厚度/mm12.26.4端板厚度/mm16162.2材性试验试验所用钢材均为 Q355B，根据国家标准金属材料拉伸试验(GB/T228.12010)17规定的测试方法对试件钢材进行标准单调拉伸试验，结果见表 2。端柱与墙体内浇筑混凝土的强度等级均为 C30，在浇筑同时制作了 6 个边长为 150mm 的标准立方体试块，与试件在同条件下养护，测得抗压强度平均值为 31.70MPa。表2钢材材性试验结果Table2Materialpropertiesofsteel试件编号取样位置fy/MPa fu/MPa fu/fyA/(%)T-4160mm4mm柱壁4186281.5025PL-4墙体钢板3825851.5324PL-5节点区侧面封板、节点区H型钢腹板3906781.7430PL-6-1钢梁腹板3706431.7425PL-6-2节点区H型钢翼缘3766021.6932PL-8钢梁翼缘3706651.8028PL-10加劲肋3636401.6027PL-12节点区H型钢翼缘3696651.8030注：fy为钢材屈服强度；fu为钢材受拉极限强度；fu/fy为强屈比；A 为断后延伸率。2.3试验加载及量测本试验在同济大学 10000kN 大型多功能结构试验机系统上进行，试验装置如图 5 所示。组合墙墙体通过高强螺栓与基座和加载梁连接，加载梁顶部与竖向伺服作动器连接，作为刚性分配梁将轴压荷载均匀分配到墙体，梁端采用 50t 伺服作动器加载。为防止在加载过程中钢梁出现平面外失稳，试验时在梁两侧设置了平面外支撑。加载时首先施加对应轴压比为 0.3 的竖向力(约为2318kN)，轴压比采用式(1)计算18。然后在梁端通过位移控制施加往复荷载，梁端位移加载制度参考美国钢结构抗震规范 ANSI/AISC341-1619，如图 6 所示。(a)连接安装工具(b)伸入螺栓头(c)塞入并固定分体式垫片(d)安装套筒(e)安装垫片、螺母(f)扭断梅花头图3分体垫片式单边螺栓安装过程Fig.3Installationofslip-criticalblindbolts1280150150161016101280240240351603810872 1642103030120160192516090H160160125H16016065SCBB-1SCBB-2H280140866003.梁端加劲肋2.螺栓孔位(对称)111-1截面23tb=4ti=10ts=5tp=4ts=5te=161224注：tb端部方钢管柱壁厚；tp墙体钢板及內隔钢板；ts节点区侧面封板厚；te端板厚；ti梁端加劲肋厚图4单边螺栓端板连接节点几何尺寸和设计参数/mmFig.4DimensionsanddetailsofendplatejointsusingSCBBs工程力学2613000975500 500 1000500440020901000 t垂向伺服作动器锚栓基座加载端头50 t伺服作动器转换支座东西(a)加载装置示意230050080013005001300侧向支撑基座锚栓转换支座(b)试验装置平面布置图5试验加载装置/mmFig.5Testsetup0.055101520250.040.030.020.010.000.010.020.030.040.05加载位移角/rad加载圈数图6加载制度Fig.6Loadingprotocoln=1.25NfcAc1.4+fyAs1.11(1)测点布置如图 7 所示。应变测点主要布置在钢梁翼缘、腹板、加劲肋及组合墙柱壁和侧面钢板上，用于确定梁端塑性铰区、柱壁及节点区侧面墙体应变发展情况。位移计主要布置在加载点处、端板边缘、墙脚及墙体顶部，用于监测加载点位移、节点区转动及组合墙整体变形。3试验结果及分析3.1SCBB-1 试验现象及破坏形态试件 SCBB-1 加载过程中的试验现象及破坏形态如图 8 所示。加载至第 6 级 0.02rad(32.2mm)第 1 圈正向时，钢梁出现整体扭转变形，自东向西观察为逆时针；加载至第 7 级 0.03rad(48.3mm)第 1 圈正向时，钢梁上翼缘出现明显屈曲，自东向西观察为正弦函数形状，此时达到正向加载峰值荷载 150.69kN；加载至第 8 级 0.04rad(64.4mm)第 1 圈正向时，钢梁上翼缘屈曲加剧，腹板出现明显外鼓，反向加载时钢梁下翼缘也出现明显屈曲，自东向西观察为负正弦函数形状，此时达到反向加载峰值荷载 154.22kN；加载至第 9 级 0.05rad(80.5mm)第 2 圈反向72mm 处，试件发出脆响，钢梁上翼缘、腹板与加劲肋交界处出现开裂；加载至第 10 级 0.06rad(96.6mm)第 1 圈反向35mm处，试件发出巨响，裂缝扩展至贯穿上翼缘，试件发生破坏。试验后拆除钢梁，观察到分体垫片式单边螺栓仍牢固连接在组合墙上，节点区没有明显破坏现象。(c)0.04 rad屈曲加剧(a)0.02 rad整体扭转(b)0.03 rad上翼缘屈曲(d)0.04 rad下翼缘屈曲(e)0.05 rad出现裂缝(f)0.06 rad裂缝贯通图8SCBB-1 试件试验现象和破坏形态Fig.8PhenomenonandfailuremodeofspecimenSCBB-111T3T4T5T6S1S2T1T2S5S7S6S81-1截面H3/H4H5/H6H2H1V1/V2H3H4H5H6东西北南S3S4图7试验位移计和应变片布置Fig.7Arrangementofdisplacementtransducersandstraingauges262工程力学3.2SCBB-2 试验现象及破坏形态试件 SCBB-2 加载过程中的试验现象及破坏形态如图 9 所示。加载至第 5 级 0.015rad(24.2mm)时，端板与柱壁之间缝隙被略微拉大，试件无其他明显现象；加载至第 6 级 0.02rad(32.2mm)时，端板与柱壁在受拉侧螺栓处可观察到通透的缝隙，螺栓孔附近组合墙钢板受拉外鼓，凸出的组合墙钢板仍保持与钢梁端板贴合；加载至第 7 级0.03rad(48.3mm)正向第 1 圈时，达到正向加载峰值荷载 102.77kN，反向加载时试件发出脆响，节点区 H 型钢上部南、北侧封板焊缝均出现迸裂，第 2 圈循环正向加载时，节点区 H 型钢下部南侧封板焊缝处开裂；加载至第 8 级 0.04rad(64.4mm)时，裂缝沿焊缝和螺栓呈“拉链式”扩展，并达到反向加载峰值荷载 96.99kN；加载至第 9 级0.05rad(80.5mm)正向第 1 圈时，加劲肋与端板连接焊缝开裂，反向加载至第 1 圈58mm 处，试件发出脆响，节点区 H 型钢上部裂缝贯穿组合墙柱壁，试件发生破坏。试验后拆除钢梁，观察到南侧上部三颗单边螺栓已从螺栓孔中拔出，分体式垫片被挤碎；节点区内填混凝土表面被明显压溃。(a)0.02 rad受拉外鼓(b)0.03 rad焊缝迸裂(c)0.04 rad裂缝扩展(d)0.04 rad加劲肋焊缝开裂(e)0.05 rad裂缝贯通(f)0.06 rad螺栓拔出(g)柱壁破坏现象(h)混凝土表面压溃图9SCBB-2 试件试验现象和破坏形态Fig.9PhenomenonandfailuremodeofspecimenSCBB-23.3基于失效模式分析的设计建议SCBB-2 试件由于柱壁钢板较薄，塑性变形表现为螺栓孔周边钢板受拉外凸，且墙体拐角处刚度较大、变形能力较差，因而在此处出现焊缝迸裂，破坏模式为柱壁塑性破坏；对比 SCBB-1 试件出现的为梁端塑性铰破坏，可知组合墙柱壁钢板厚度，即节点区竖放 H 型钢翼缘厚度，对节点破坏模式、刚度和承载力影响显著，在设计中应对此处钢板作加厚处理；节点区竖放 H 型钢与侧面封板连接焊缝位于墙体拐角处，加工时应保证此处焊接质量。3.4滞回曲线图 10 为两个节点试件往复加载试验所得的荷载 P-位移 及弯矩 M-转角 滞回曲线，其中弯矩M 记为加载点到端柱边缘距离的乘积，并用梁全截面塑性弯矩 Mp进行了归一化处理；转角记为加载点竖向位移与加载点至组合墙边缘距离的比值。根据实测截面尺寸与材料屈服强度，计算得钢梁截面的边缘屈服弯矩 Me=144kNm，全截面塑性1206006012018012060060120180荷载P/kN位移/mm0.06 0.04 0.02 0.000.020.040.06转角/rad1.51.00.50.00.51.01.51206006012018012060060120180荷载P/kN位移/mm0.06 0.04 0.02 0.000.020.040.06转角/rad1.51.00.50.00.51.01.5(a)SCBB-1试件滞回曲线(b)SCBB-2试件滞回曲线归一化弯矩M/Mp归一化弯矩M/MpMp=162 kNmMe=144 kNmMp=162 kNmMe=144 kNm图10滞回曲线Fig.10Hystereticcurves工程力学263弯矩 Mp=162kNm。由图 10 可知，SCBB-1 试件滞回曲线呈饱满的梭形，表现出良好的耗能能力；SCBB-2 试件加载初期就出现了较为明显的残余变形，随加载级别增大，刚度出现了明显的退化，滞回曲线出现捏缩，塑性发展集中在节点区，抗震性能较差。3.5骨架曲线图 11 为两个节点试件荷载 P-位移(转角)骨架曲线，可以看出，对于单边螺栓端板连接节点，减小组合墙柱壁钢板厚度，即节点区 H 型钢翼缘厚度，屈服承载力和峰值承载力降低，峰值点后荷载下降加快，刚度退化加剧。根据骨架曲线，采用几何作图法确定各试件屈服点，极限点由峰值荷载 Pm下降 15%确定，按照上述方法确定的各试件特征点如表 3 所示。1206006012018012060060120180SCBB-1SCBB-2荷载P/kN位移/mm0.06 0.04 0.020.020.040.06转角/rad1.51.00.50.00.51.01.50.00归一化弯矩M/Mp图11骨架曲线Fig.11Skeletoncurves表3骨架曲线特征点Table3Featurepointsofskeletoncurves试件编号加载方向屈服点峰值点极限点屈服位移y/mm屈服荷载Py/kN屈服转角y/mm峰值位移m/mm峰值荷载Pm/kN峰值转角m/mm极限位移u/mm极限荷载Pu/kN极限转角u/mmSCBB-1向上22.28125.311/7248.15150.691/3369.27124.231/23向下21.40122.431/7550.21154.221/3271.32128.801/23SCBB-2向上24.9585.431/6543.63102.771/3769.4587.351/23向下18.6876.171/8663.4796.991/2569.9079.361/233.6位移延性和耗能能力采用位移延性系数=u/y，即极限位移与屈服位移的比值，来表征各试件的延性。采用等效粘滞阻尼系数 eq来评价各试件的耗能能力，耗能指标随加载圈数变化曲线如图 12 所示。位移延性系数与峰值点处等效粘滞阻尼系数如表 4 所示。两组试件位移延性系数均值分别为 3.22、3.26，且正负向加载的延性系数均大于 2，表现出良好的延性；在峰值点对应加载级，等效粘滞阻尼系数 eq分别为 0.241、0.250；作为对比，钢筋混凝土梁柱节点在峰值点处等效粘滞阻尼系数约为 0.1，方钢管混凝土柱与钢梁节点约为 0.320。表4位移延性系数与峰值点处等效粘滞阻尼系数Table4Ductilityratiosandequivalenthystereticviscouscoefficientatpeakpoint试件编号加载方向延性系数 平均延性系数等效粘滞阻尼系数eqeq平均等效粘滞阻尼系数SCBB-1向上3.113.220.2410.241向下3.330.241SCBB-2向上2.783.260.2300.250向下3.740.2693.7刚度退化刚度退化可表示为同一位移幅值下多次循环加载的平均割线刚度 Ki随加载级的增加而降低的特性，如图 13 所示。割线刚度比 可由式(2)、式(3)计算：Ki=|Fi|+|Fi|i|+|i|(2)=KiK1(3)05101520250.00.10.20.30.40.5SCBB-1SCBB-2等效粘滞阻尼系数eq加载圈数图12等效粘滞阻尼系数曲线Fig.12Equivalenthystereticviscouscoefficientcurves264工程力学式中：Ki为第 i 个完整循环的割线刚度；Fi为第i 个加载循环的峰值荷载；i为第 i 个加载循环峰值荷载对应的位移。SCBB-1 通过加劲肋实现塑性铰外移，因此下降较为平缓，反映滞回曲线较为稳定；SCBB-2 试件加载初期刚度退化较快，加载至 2%位移角后刚度退化开始减缓。0204060801000.00.20.40.60.81.0SCBB-1SCBB-2割线刚度比位移/mm0.000.010.020.030.040.050.06转角/rad图13刚度退化曲线Fig.13Stiffnessdegradationcurves3.8节点转动分析根据监测墙体刚体转动的位移计(H1、H2)读数，墙体底部与顶部的位移均接近 0。对于梁柱节点而言，梁翼缘拉压力偶作用在节点域产生剪切变形；对于内置型钢的混凝土剪力墙与钢梁节点，尽管混凝土支承能够提供可观的承载力与刚度，型钢节点域剪切变形也需要考虑21；组合剪力墙节点相当于柱梁线刚度比极大的边柱节点，梁翼缘拉压力偶向墙体侧面钢板扩散，节点区剪切变形机制不占主导，其变形主要表现为柱壁受拉变形22。图 14 为 SCBB-2 试件节点区位移计测得的位移及换算的节点区相对转角曲线，测点读数取南北侧两位移计的平均值；SCBB-1 试件节点区转动变形始终处于 0.1mm 量级，可忽略不计。图 15为 SCBB-2 试件节点区相对转角占加载点总转角的比值。随位移加载级的增大，SCBB-2 试件节点区转角逐渐成为梁端转角的主要组成部分，加载至0.05rad 时，节点区转角占比出现下降，这是由于此时加劲肋与端板间焊缝发生断裂导致刚度降低，梁与端板的变形占比增加。3.9墙体钢板应变分析图 16 为组合墙节点区端面钢板和侧面钢板的应变曲线，图中标记为 y的点划线为钢材屈服应变，同一图中线型相同表示应变测点位于节点上下侧的对称位置。SCBB-1 试件与 SCBB-2 试件在加载过程中，组合墙侧面钢板均始终保持弹性；SCBB-2 试件柱壁厚度较小，柱壁变形为梁端转角120600(a)端板测点处变形(b)节点区相对转角60120051015202530测点位移/mm端板上部H3、H4端板下部H5、H6位移/mm12060060120位移/mm42020.060.030.000.030.06转角/rad0.060.030.000.030.06转角/rad相对转角/(103 rad)图14SCBB-2 试件节点区变形与转角曲线Fig.14DeformationandrotationcurvesoftheconnectionofSCBB-222.536.746.356.764.155.5节点区转角梁转角节点区转角占比0.0100.0150.0200.0300.0400.0500.000.010.020.030.040.05转角/rad加载级/rad010203040506070节点区转角占比/(%)图15SCBB-2 试件梁端转角组成分析Fig.15ContributionsofbeamendrotationofSCBB-2工程力学265的主要组成部分，导致节点区侧面钢板等效应变大于 SCBB-1 试件。4有限元分析4.1单元类型选取与网格划分选择节点区上下 200mm 范围内组合墙两个腔体建立有限元模型，如图 17 所示。混凝土、墙体与节点区钢板、端板、高强螺栓及加劲肋区域的钢梁均采用 8 节点减缩积分的三维实体单元(C3D8R)，加劲肋部分采用了三棱柱单元(C3D6)。墙体混凝土和钢板的网格大小均为 20mm；节点区钢板、内填混凝土、加劲肋及加劲肋区域的梁段网格大小为 8mm，柱壁及螺栓孔周边网格加密为 4.8mm；为避免剪切锁死，将实体单元的钢板、钢梁沿厚度方向划分为 3 层；高强螺栓网格大小为 3.2mm；钢梁采用 4 节点减缩积分的壳单元(S4R)，沿厚度方向设置了 7 个积分点，网格大小为 20mm，塑性铰区段网格加密为 8mm。RP-3RP-2RP-1图17有限元模型示意Fig.17FEMmodel4.2接触设置、边界条件及加载方式模型中主要考虑了钢与钢、钢与混凝土的接触问题，前者主要是高强螺栓、连接板件之间的接触，该接触在法向采用硬接触，切向采用库伦摩擦，摩擦系数取 0.4；后者为外包钢板与内填混凝土的接触，该接触在法向采用硬接触，切向采用库仑摩擦，摩擦系数取 0.6。模型未考虑螺栓头与混凝土之间的接触关系，也未将节点区混凝土与螺栓头重叠的几何体删除。模型中高强螺栓的螺杆直径取螺纹内径截面，通过“BoltLoad”命令施加螺栓预紧力，并在后续分析步中设置“Fixatcurrentlength”。S4R 单元的钢梁与 C3D8R 单元的钢梁使用“ShelltoSolidCoupling”连接。组合墙底板边界条件为固接(U=UR=0)，顶板耦合在参考点 RP-2 上并施加竖向荷载；钢梁侧板约束平面外变形；梁端截面与参考点 RP-1 耦合。钢梁与加劲肋按竖向单位力作用下一阶、二阶模态施加幅值为梁长 1/2000 的初始缺陷；模型设置了三个分析步，分别施加螺栓预紧力、轴压力和梁端位移。4.3材料本构关系在 ABAQUS 中钢材本构采用混合强化模型，材料参数按材性试验数据输入，泊松比取 0.3，各向同性强化参数依据文献 23 给出的计算方法取值。高强螺栓采用双折线本构，随动强化准则。模型未考虑钢材断裂行为。混凝土采用塑性损伤(CDP)模型，混凝土应力-应变关系依据HAN 等24提出的约束混凝土本构模型计算，损伤因子采用Sidoroff能量等价理论计算25。采用 CDP 模型时，膨胀角、偏心率、双轴与单轴初始屈服强度比 fb0/fc0，拉压子午面第二应力不变量的比值 K 和粘性参数取值见表 5。表5混凝土损伤塑性模型参数取值Table5Parametervalueofconcretedamageplasticmodel模型参数 膨胀角 偏心率双轴与单轴初始屈服强度比fb0/fc0拉压子午面第二应力不变量的比值K粘性系数取值300.11.160.66751044.4有限元结果校验有限元与试验滞回曲线及破坏模式对比如图 18 所示，有限元分析结果与试验曲线基本吻合，SCBB-1 试件梁端塑性铰破坏形态与试验现象相120 6006012005001000150020002500(a)SCBB-1T3 T4T5 T6T3 T4T5 T6y=2270106y=2270106位移/mm120 60060120(a)SCBB-2位移/mm0.060.030.00 0.03 0.06转角/rad0.060.030.00 0.03 0.06转角/rad等效应变e/(106)等效应变e/(106)05001000150020002500图16节点区侧板等效应变曲线Fig.16Equivalentstraincurvesofsideplates266工程力学同；SCBB-2 试件有限元模型未考虑螺栓头与混凝土之间的粘结力，因此初始刚度与承载力略低于试验值，且由于有限元模型无法考虑开裂，峰值承载力计算值高于试验值，但柱壁与侧面封板交界处出现集中发展的塑性变形，与试验发生开裂的位置一致。1206006012018012060060120180试验有限元荷载P/kN位移/mm0.06 0.04 0.02 0.000.020.040.06转角/rad试验有限元1.51.00.50.00.51.01.5归一化弯矩M/Mp1206006012018012060060120180荷载P/kN位移/mm0.06 0.04 0.02 0.000.020.040.06转角/rad1.51.00.50.00.51.01.5归一化弯矩M/Mp(a)SCBB-1滞回曲线对比(b)SCBB-2滞回曲线对比(c)SCBB-1有限元破坏模式(d)SCBB-2有限元破坏模式(e)SCBB-1试验破坏模式(f)SCBB-2试验破坏模式图18有限元结果校验Fig.18ValidationFEManalysis4.5柱壁受力与混凝土损伤状态分析如图 19 所示，加载至峰值点附近时(3%位移角)，SCBB-1 试件柱壁基本保持弹性，内填混凝土表面仅出现轻微受压损伤；SCBB-2 试件加载至0.75%位移角时，受拉侧螺栓孔周开始屈服，加载至 1%位移角时，受拉侧螺栓孔周形成充分发展的圆形屈服面，对应骨架曲线开始出现拐点，螺栓孔处混凝土表面受压损伤较为严重。+3.760102+3.447102+3.133102+2.820102+2.507102+2.193102+1.880102+1.567102+1.253102+9.400101+6.267101+3.1331010+3.937102+3.760102+3.447102+3.133102+2.820102+2.507102+2.193102+1.880102+1.567102+1.253102+9.400101+6.267101+3.1331010+2.032101+1.500101+1.375101+1.250101+1.125101+1.000101+8.750102+7.500102+6.250102+5.000102+3.750102+2.500102+1.2501020+9.302101+8.526101+7.751101+6.976101+6.201101+5.426101+4.651101+3.876101+3.101101+2.325101+1.550101+7.7511020+7.851101+7.196101+6.542101+5.888101+5.234101+4.579101+3.925101+3.271101+2.617101+1.963101+1.308101+6.5421020+4.148102+3.760102+3.447102+3.133102+2.820102+2.507102+2.193102+1.880102+1.567102+1.253102+9.400101+6.267101+3.l331010S,Mises(Avg:75%)DAMAGEC(Avg:75%)S,Mises(Avg:75%)S,Mises(Avg:75%)PEEQ(Avg:75%)DAMAGEC(Avg:75%)(a)SCBB-1柱壁Mises应力(3%位移角)(b)SCBB-1混凝土受压损伤(3%位移角)(c)SCBB-2柱壁Mises应力(0.75%位移角)(d)SCBB-2柱壁Mises应力(1%位移角)(e)SCBB-2柱壁等效塑性应变(1%位移角)(f)SCBB-2混凝土受压损伤(1%位移角)图19柱壁受力与混凝土损伤状态分析Fig.19Analysisofstressconditionanddamagedistributionofcolumnplateandinsideconcrete5结论本文提出了一种采用分体垫片式单边螺栓端板连接的装配式节点构造，设计制作了两组足尺试件进行低周往复加载试验研究，并通过有限元深入分析了不同设计参数的两组试件节点区内部受力和损伤状况，获得了如下结论：(1)根据组合墙柱壁钢板厚度不同，节点破坏工程力学267模式可分为梁端塑性铰破坏与柱壁破坏，两种破坏模式的抗震性能有显著差别：梁端塑性铰破坏模式滞回曲线均呈现为饱满的梭形，表现出良好的承载能力、延性和耗能能力；柱壁破坏模式承载力较低，刚度退化严重，耗能能力较差，在设计中应予以避免。(2)柱壁钢板与侧面封板连接焊缝位于墙体拐角处，此处刚度较大，加工时应保证焊接质量。(3)梁端塑性铰失效试件节点区变形可忽略不计，柱壁失效试件节点区转角随加载位移增大而逐渐成为梁端转角的主要组成部分。(4)有限元分析与试验结果吻合良好；梁端塑性铰失效试件加载至峰值点时，柱壁基本保持弹性，节点区内填混凝土受损轻微；柱壁失效试件加载至屈服点前，柱壁受拉侧螺栓孔周已形成充分发展的圆形屈服面，节点区内填混凝土出现较严重的受压损伤。参考文献：HAN L H,TAO Z,HUANG H,et al.Concrete-filleddouble skin(SHS outer and CHS inner)steel tubularbeam-columnsJ.Thin-Walled Structures,2004,42(9):13291355.1程卫红,田春雨,王翠坤.钢板夹心混凝土组合剪力墙的变形能力研究J.工程力学,2022,doi:10.6052/j.issn.1000-4750.2022.04.0364.CHENG Weihong,TIAN Chunyu,WANG Cuikun.Researchondeformationcapabilityofdouble-platesshearwall with infill concrete J.Engineering Mechanics,2022,doi:10.6052/j.issn.1000-4750.2022.04.0364.(inChinese)2聂建国,卜凡民,樊健生.高轴压比、低剪跨比双钢板-混凝土组合剪力墙拟静力试验研究J.工程力学,2013,30(6):6066,76.NIEJianguo,BUFanmin,FANJiansheng.Quasi-statictest on low shear-span ratio composite shear wall withdouble steel plates and infill concrete under high axialcompression rati