潘秀珍， 高 歡， 阿卜來(lái)則孜·奧斯曼江， 李 慎， 梁 剛

(西安理工大學(xué) 土木建筑工程學(xué)院，西安 710048)

1 引 言

隨著建筑物的不斷增多，土地資源匱乏問(wèn)題越來(lái)越嚴(yán)重[1,2]。如何將房屋建設(shè)與土地資源的合理利用結(jié)合起來(lái)已成為一個(gè)熱點(diǎn)問(wèn)題。目前，我國(guó)有許多低層和多層為主的老舊建筑，已不能滿足人們的生產(chǎn)生活需求，但其基本使用功能仍存在，若將其拆除，既浪費(fèi)原有資源且與我國(guó)可持續(xù)發(fā)展戰(zhàn)略相背[3,4]。

鋼筋混凝土(RC)框架上部增設(shè)鋼結(jié)構(gòu)加層[5]，以其自重輕、建筑形式多樣和施工周期短等優(yōu)點(diǎn)得到廣泛應(yīng)用[6]。但該混合結(jié)構(gòu)由于上下部結(jié)構(gòu)形式不同，阻尼相差較大，是一種上輕下重和剛度突變明顯的混合結(jié)構(gòu)[7，8]。研究發(fā)現(xiàn)，保證上下部結(jié)構(gòu)之間的可靠連接，加強(qiáng)增層結(jié)構(gòu)與原有結(jié)構(gòu)的協(xié)同工作性能[9]，可以有效提高混合結(jié)構(gòu)的整體抗震性能[10，11]。因此，深入研究混合節(jié)點(diǎn)在往復(fù)荷載下的力學(xué)性能與破壞機(jī)制是該類結(jié)構(gòu)抗震的關(guān)鍵[12]。

文獻(xiàn)[13]提出的新型外包加強(qiáng)型節(jié)點(diǎn)，采用加強(qiáng)上下部結(jié)構(gòu)連接的構(gòu)造措施，將混凝土柱的縱向受力鋼筋延長(zhǎng)到鋼柱包腳內(nèi)，再利用少量混凝土擴(kuò)大鋼柱包腳。針對(duì)該新型節(jié)點(diǎn)的抗震性能研究，可以為混合結(jié)構(gòu)節(jié)點(diǎn)設(shè)計(jì)提供一定技術(shù)參考。

2 有限元模型的建立

采用與文獻(xiàn)[13]中新型外包加強(qiáng)型節(jié)點(diǎn)試驗(yàn)完全相同的幾何尺寸、制作方法、邊界約束條件、實(shí)測(cè)材料性能與加載制度，利用Abaqus軟件建立新型外包加強(qiáng)型節(jié)點(diǎn)(JD1)有限元模型。

2.1 試件設(shè)計(jì)

JD1的幾何尺寸及配筋如圖1所示。鋼材牌號(hào)為Q235B，混凝土強(qiáng)度等級(jí)為C30，混凝土梁、柱箍筋和縱筋直徑分別為8 mm，12 mm和18 mm，強(qiáng)度等級(jí)分別為HPB300和HRB400。

試件制作方式。在混凝土柱頂部鉆孔植入M14錨栓；延長(zhǎng)混凝土柱的縱筋至節(jié)點(diǎn)核心區(qū)，與預(yù)埋錨栓一起插入鋼柱底板預(yù)留孔洞并焊死，以加強(qiáng)上下部結(jié)構(gòu)的可靠連接；最后澆筑混凝土包腳。

2.2 材料本構(gòu)關(guān)系

鋼筋及鋼材采用雙折線隨動(dòng)強(qiáng)化模型，滿足Von-Mises屈服準(zhǔn)則和相關(guān)流動(dòng)準(zhǔn)則。采用文獻(xiàn)[13]中鋼筋和鋼材的實(shí)測(cè)力學(xué)性能，列入表1。

采用文獻(xiàn)[13]中混凝土試塊的平均抗壓強(qiáng)度32.17 MPa，選用文獻(xiàn)[14]附錄C推薦的應(yīng)力-應(yīng)變曲線和Abaqus提供的CDP塑性損傷模型模擬混凝土材料的力學(xué)性能[15]，將損傷因子引入到混凝土單軸拉壓應(yīng)力-應(yīng)變關(guān)系中，以考慮單軸拉伸和壓縮的塑性損傷；由于混凝土進(jìn)入受拉狀態(tài)前已伴隨受壓微裂縫產(chǎn)生，其應(yīng)力狀態(tài)從壓縮變?yōu)槔鞎r(shí)，其受拉剛度不能恢復(fù)[16]，因此剛度恢復(fù)因子取Abaqus默認(rèn)值，即wt=0(拉伸)，wc=1(壓縮)。具體的塑性損傷模型相關(guān)參數(shù)取值列入表2。

圖1 新型外包加強(qiáng)型節(jié)點(diǎn)

表1 材料特性表

表2 混凝土本構(gòu)模型塑性參數(shù)

2.3 單元類型、部件間的相互作用與網(wǎng)格劃分

采用8節(jié)點(diǎn)六面體線性減縮積分實(shí)體單元(C3D8R)模擬下部混凝土梁柱、外包柱頭、鋼柱及錨栓等部分，采用2節(jié)點(diǎn)線性三維桁架單元(T3D2)模擬鋼筋建立有限元模型。

采用嵌入單元模擬鋼筋與混凝土之間的相互作用；設(shè)置綁定約束(Tie)模擬植筋膠固定植筋錨栓的連接以及焊接；采用硬接觸模擬接觸面間的法向行為；采用庫(kù)倫摩擦模型模擬接觸面間的切向行為，采用罰摩擦模式，按粗糙混凝土表面考慮，摩擦系數(shù)取0.6。

從計(jì)算耗時(shí)、精度與部件尺寸等方面綜合考慮，對(duì)規(guī)則部分采用結(jié)構(gòu)化網(wǎng)格劃分，栓釘部分采用映射網(wǎng)格劃分，并對(duì)重點(diǎn)觀察區(qū)域的網(wǎng)格進(jìn)行細(xì)化，與更精細(xì)模型的計(jì)算結(jié)果比較，若誤差不超過(guò)2%，則精度滿足要求。最終確定混凝土梁柱、鋼柱與外包混凝土以及鋼筋的網(wǎng)格尺寸分別為50 mm，50 mm，25 mm和20 mm。

2.4 邊界約束和加載制度

根據(jù)試驗(yàn)加載裝置，進(jìn)行邊界條件約束，如圖2所示。柱底為固定鉸支座，約束所有平移自由度，只能繞Z軸轉(zhuǎn)動(dòng)；梁端為滑動(dòng)鉸支座，約束其Y和Z方向的平動(dòng)位移與RX和RY方向轉(zhuǎn)動(dòng)位移；約束鋼柱加載頭耦合點(diǎn)Y方向的平動(dòng)位移和加載平面外RX和RY方向的轉(zhuǎn)動(dòng)位移。

圖2 邊界條件

加載制度采用與試驗(yàn)相同的變幅位移控制，如圖3所示，在柱頂施加175 kN豎向集中荷載(模擬軸壓比0.16)與低周反復(fù)水平荷載，并以推力為正，拉力為負(fù)。

圖3 加載制度

2.5 破壞準(zhǔn)則

當(dāng)有限元模擬結(jié)果出現(xiàn)下列情況之一時(shí)，節(jié)點(diǎn)模型可判斷為破壞。

(1) 混凝土達(dá)到極限應(yīng)變，模型形成明顯塑性鉸或梁柱鋼筋的Mises應(yīng)力達(dá)到極限強(qiáng)度。

(2) 鋼材的Mises應(yīng)力達(dá)到或超過(guò)極限強(qiáng)度。

(3) 試件承載力降低至極限承載力的85%或者混凝土出現(xiàn)較大破壞。

3 新型節(jié)點(diǎn)的抗震性能分析

3.1 循環(huán)荷載作用下的P -Δ滯回曲線

在循環(huán)往復(fù)荷載作用下，JD1的試驗(yàn)與有限元計(jì)算鋼柱頂部荷載-位移(P-Δ)滯回曲線對(duì)比如 圖4 所示。可以看出,有限元分析的滯回曲線比較豐滿，近似呈平行四邊形，無(wú)捏縮，體現(xiàn)出較強(qiáng)的耗能能力。加載初期，滯回環(huán)呈線性增長(zhǎng)，剛度幾乎沒(méi)有退化，隨著加載位移的增大，滯回環(huán)峰值荷載增速減慢，剛度開始退化；進(jìn)入屈服后，塑性變形明顯增大，承載力增長(zhǎng)更加緩慢，最終試件在位移達(dá)到72 mm時(shí)發(fā)生破壞。由于有限元無(wú)法真實(shí)模擬混凝土材料的損傷性能及鋼筋滑移，因此其計(jì)算結(jié)果的P-Δ滯回曲線比試驗(yàn)結(jié)果更加飽滿，包圍的面積更大，但是兩者數(shù)值計(jì)算結(jié)果關(guān)鍵點(diǎn)一致，因此本文重點(diǎn)關(guān)注骨架曲線承載力和位移的對(duì)比研究。

圖4 滯回曲線對(duì)比

3.2 應(yīng)力應(yīng)變分析

圖5和圖6分別列出了JD1在屈服狀態(tài)和極限狀態(tài)下鋼材、鋼筋和混凝土的Mises應(yīng)力和塑性應(yīng)變分布云圖。

圖5 屈服狀態(tài)下JD1的Mises應(yīng)力應(yīng)變?cè)茍D

圖6 極限狀態(tài)下JD1的Mises應(yīng)力應(yīng)變?cè)茍D

屈服狀態(tài)下，外包柱腳的縱筋、加強(qiáng)彎筋及植筋處最大應(yīng)力僅為100 MPa左右，鋼柱最大應(yīng)力為174.5 MPa，均未達(dá)到材料的屈服強(qiáng)度，處于彈性狀態(tài)；擴(kuò)大包腳與外包混凝土連接處的混凝土應(yīng)變最大，裂縫較大，此處縱筋應(yīng)力最大達(dá)到585.9 MPa，處于屈服狀態(tài)。極限狀態(tài)下，鋼柱、外包混凝土及其內(nèi)部鋼筋的應(yīng)力值均有所增大，但未達(dá)到屈服，仍處于彈性階段；擴(kuò)大包腳與外包混凝土連接處的應(yīng)變值進(jìn)一步加大，擴(kuò)大包腳外邊緣處應(yīng)變值最大，達(dá)到0.672，遠(yuǎn)超混凝土材料的極限塑性應(yīng)變值0.015，此處裂縫完全貫通，形成遠(yuǎn)離節(jié)點(diǎn)核心區(qū)的塑性鉸。

綜上所述，有限元計(jì)算結(jié)果的JD1內(nèi)力變化及分布規(guī)律與試驗(yàn)基本一致，節(jié)點(diǎn)核心域在整個(gè)加載過(guò)程中始終保持著較好的完整性，抗剪栓釘及外包混凝土內(nèi)部縱筋有效加強(qiáng)了上下部結(jié)構(gòu)的連接，能夠?qū)撝惺艿膬?nèi)力直接傳遞給下部結(jié)構(gòu)；混凝土梁在擴(kuò)大包腳外邊緣處首先發(fā)生塑性變形，在往復(fù)荷載作用下不斷向兩側(cè)發(fā)展擴(kuò)大，最后由于梁內(nèi)縱筋的屈服及裂縫貫穿導(dǎo)致該處形成正截面彎剪作用下的塑性鉸破壞，但由于擴(kuò)大包腳的存在，整個(gè)塑性鉸遠(yuǎn)離節(jié)點(diǎn)核心區(qū)域，有效保證了節(jié)點(diǎn)核心區(qū)域傳力路徑的連續(xù)性。

3.3 有限元模型的正確性驗(yàn)證

3.3.1 骨架曲線對(duì)比

提取JD1滯回曲線中各級(jí)位移第一次循環(huán)加載對(duì)應(yīng)的峰值荷載點(diǎn)，并將各點(diǎn)依次相連得到柱端荷載-位移骨架曲線。圖7為有限元與試驗(yàn)骨架曲線對(duì)比?？梢钥闯?兩條骨架曲線整體上較為吻合。在彈性階段，曲線斜率較大，近似呈正比例直線，承載力增幅大，試件剛度近似保持不變。試件屈服后，曲線斜率大幅減小，承載力增幅急劇下降，正負(fù)向屈服位移分別為18.42 mm和12.39 mm。加載至48 mm時(shí)達(dá)到極限荷載，正負(fù)向極限荷載分別為48.55 kN和45.04 kN，此后承載力呈下降趨勢(shì)。正負(fù)向位移延性系數(shù)分別為3.90和5.76，均大于3，表明該節(jié)點(diǎn)具有良好的延性。

圖7 骨架曲線對(duì)比

由于試驗(yàn)負(fù)向加載時(shí)混凝土開裂，出現(xiàn)強(qiáng)拉弱推現(xiàn)象，負(fù)向峰值荷載未出現(xiàn)下降趨勢(shì)，不能作為極限荷載，因此表3只列出了試驗(yàn)正向與有限元模擬的正負(fù)向荷載及位移特征值對(duì)比：正向屈服荷載相差1.33%，屈服位移相差2.73%；正向柱頂極限荷載相差7.96%，可見(jiàn)試驗(yàn)與有限元模擬結(jié)果基本一致，誤差不超過(guò)10%，說(shuō)明有限元模型具有較高的精度。

表3 試驗(yàn)與有限元骨架曲線特征值對(duì)比

3.3.2 剛度退化曲線對(duì)比

有限元和試驗(yàn)所得剛度退化曲線對(duì)比如圖8所示。采用割線剛度[17]反映節(jié)點(diǎn)的剛度退化，其中橫軸表示位移，縱軸剛度退化系數(shù)Ki為

(1)

式中+Fi和-Fi為第i次正反向峰值點(diǎn)的荷載值，+Xi和-Xi為第i次正反向峰值點(diǎn)的位移值。

圖8 剛度退化曲線對(duì)比

可以看出，兩條曲線整體變化趨勢(shì)一致，無(wú)明顯突變。隨著位移的增大，剛度快速下降，進(jìn)入彈塑性階段后，剛度退化速率逐漸變緩，但兩條曲線的下降速率始終趨于一致。加載位移為24 mm時(shí)，有限元與試驗(yàn)試件的剛度分別退化至初始剛度的38.3%和40.6%，隨著加載的進(jìn)行，混凝土梁裂縫不斷發(fā)展，試件最終破壞，此時(shí)有限元與試驗(yàn)試件的最終剛度退化率分別為87.6%和85.8%，誤差僅為2%左右。總體看來(lái)，有限元對(duì)試驗(yàn)試件的模擬較為精確。

3.3.3 最終破壞形態(tài)對(duì)比

有限元計(jì)算的最終塑性變形和試驗(yàn)整體破壞照片對(duì)比如圖9所示，可以看出，模型整體破壞形態(tài)與試驗(yàn)現(xiàn)象相符，均是在外包混凝土及擴(kuò)大包腳邊緣處形成貫穿裂縫，最終形成梁端塑性鉸破壞；鋼柱與外包混凝土部分幾乎未發(fā)生變形；可見(jiàn)新型節(jié)點(diǎn)的構(gòu)造措施有效限制了節(jié)點(diǎn)核心區(qū)裂縫的發(fā)展?？梢耘袛嘤邢拊Ｐ偷倪吔鐥l件設(shè)置基本符合試驗(yàn)要求，具有一定的精度，可以用于后續(xù)研究。

圖9 最終塑性應(yīng)變和試驗(yàn)整體破壞

4 相關(guān)參數(shù)影響研究

該新型節(jié)點(diǎn)的混凝土擴(kuò)大包腳可以提高鋼柱底部的抗彎承載力，加強(qiáng)對(duì)上部結(jié)構(gòu)的約束，其擴(kuò)大包腳立面高度和水平長(zhǎng)度的大小會(huì)直接影響節(jié)點(diǎn)的受力性能，因此有必要深入研究這兩個(gè)參數(shù)對(duì)新型外包加強(qiáng)型節(jié)點(diǎn)抗震性能的具體影響。

4.1 擴(kuò)大包腳立面高度對(duì)節(jié)點(diǎn)抗震性能的影響研究

以有限元模型JD1為基礎(chǔ)，在保證其他參數(shù)不變的前提下，改變擴(kuò)大包腳立面高度h，建立表4所示的試件模型。

4.1.1 應(yīng)力應(yīng)變對(duì)比分析

圖10給出了除JD1(圖6)外其余6榀試件在循環(huán)往復(fù)荷載作用下達(dá)到極限承載力時(shí)混凝土部分塑性應(yīng)變?cè)茍D?？梢钥闯?7榀試件的混凝土最大塑性應(yīng)變均位于擴(kuò)大包腳外邊緣處，且在破壞面處完全貫通，超過(guò)材料定義的極限應(yīng)變0.015。當(dāng)h=100 mm(0.05H)時(shí)，混凝土柱身出現(xiàn)明顯塑性變形，擴(kuò)大包腳處應(yīng)變幾乎分布整個(gè)截面，破壞面處塑性變形范圍較廣。隨著h的增加，節(jié)點(diǎn)核心區(qū)域塑性變形逐漸減小，梁端應(yīng)變值逐漸增大；h=180 mm后，梁端應(yīng)變值繼續(xù)增大，但是范圍減小?？梢?jiàn)，擴(kuò)大包腳立面高度h不能過(guò)小，亦不能過(guò)大，否則高度的增加對(duì)提高節(jié)點(diǎn)核心區(qū)的保護(hù)幫助不大，反而會(huì)造成材料的浪費(fèi)，并且影響建筑物內(nèi)部空間的使用與美觀。從本文研究的試件來(lái)看，擴(kuò)大包腳立面高度h在0.09H～0.11H比較合理，能夠有效保護(hù)節(jié)點(diǎn)核心區(qū)，使塑性鉸遠(yuǎn)離節(jié)點(diǎn)核心區(qū)域，保證傳力路徑的連續(xù)性。

圖10 極限狀態(tài)下混凝土塑性應(yīng)變?cè)茍D

4.1.2 循環(huán)荷載下P-Δ滯回曲線對(duì)比分析

圖11給出了7榀試件在低周往復(fù)荷載作用下的滯回曲線對(duì)比。其整體形狀均較飽滿，無(wú)明顯捏縮效應(yīng)，曲線形狀較為一致。

圖11 不同包腳立面高度試件的P -Δ滯回曲線

隨著h的增加，滯回環(huán)面積逐漸增大，相同位移下柱端反力增大，節(jié)點(diǎn)核心區(qū)混凝土受到的約束增強(qiáng)，試件的耗能能力和承載力得到一定的提升。當(dāng)h=100 mm(0.05H)和140 mm(0.08H)時(shí)，滯回環(huán)包圍的面積明顯較小，試件耗能能力較差；而當(dāng)h>200 mm(0.11H)時(shí)，滯回環(huán)面積反而略有收縮，試件耗能能力小幅降低?？梢?jiàn)，擴(kuò)大包腳立面高度h在0.09H～0.11H時(shí)，節(jié)點(diǎn)的耗能能力和承載力均較高。

4.1.3 骨架曲線對(duì)比分析

圖12給出了7榀試件的骨架曲線。就正向加載過(guò)程來(lái)看，當(dāng)h≤200 mm(0.11H)時(shí)，JD1-1-1～JD1-1-3的極限荷載值較JD1分別減小5.88%，3.56% 和2.79%，JD1-1-4的極限荷載值較JD1增大0.57%，說(shuō)明試件在進(jìn)入屈服狀態(tài)后，隨著h的增加，骨架曲線的斜率降幅相對(duì)減小，試件的極限承載力得到小幅提升。但當(dāng)h>200 mm(0.11H)時(shí)，JD1-1-5和JD1-1-6的極限荷載值較JD1分別減小2.55%和2.18%，可見(jiàn)擴(kuò)大包腳立面高度h過(guò)大，反而會(huì)造成承載力的降低。

圖12 骨架曲線對(duì)比

4.1.4 剛度退化曲線對(duì)比分析

圖13給出了7榀試件的剛度退化曲線。其中JD1-1-1～JD1-1-3的初始剛度退化系數(shù)較JD1分別減小6.84%，3.63%和0.64%，JD1-1-4～JD1-1-6的初始剛度退化系數(shù)較JD1分別增大 2.56%，3.49% 和4.91%，可見(jiàn)增大h有效提高了試件的初始剛度；隨著加載位移的增大，試件剛度急劇下降，進(jìn)入彈塑性階段后，曲線斜率有所變緩，剛度退化速率降低，七條曲線的變化趨勢(shì)始終相似；最終，7榀試件的剩余剛度趨于一致，基本無(wú)差異。

圖13 剛度退化曲線對(duì)比

綜上所述，增大h可以有效限制核心區(qū)混凝土的塑性變形，提高節(jié)點(diǎn)的初始剛度及承載力；但當(dāng)h過(guò)大時(shí)，容易造成剛度與水平抗力的不匹配，不利于試件的抗震及延性發(fā)展。就本文研究的試件來(lái)看，擴(kuò)大包腳立面高度h在0.09H～0.11H時(shí)，比較合理。

4.2 擴(kuò)大包腳水平長(zhǎng)度對(duì)節(jié)點(diǎn)抗震性能的影響研究

以有限元模型JD1為基礎(chǔ)，在保證其他參數(shù)不變的前提下，改變擴(kuò)大包腳水平長(zhǎng)度l，建立表5所示的試件模型。

表5 不同擴(kuò)大包腳水平長(zhǎng)度的試件編號(hào)

4.2.1 應(yīng)力應(yīng)變對(duì)比分析

圖14給出了除JD1(圖6)外其余6榀試件在循環(huán)往復(fù)荷載作用下達(dá)到極限承載力時(shí)，混凝土部分的塑性應(yīng)變?cè)茍D。

圖14 極限狀態(tài)下混凝土塑性應(yīng)變?cè)茍D

可以看出，所有試件均在擴(kuò)大包腳外邊緣處發(fā)生正截面彎剪作用下的梁端塑性鉸破壞。當(dāng)l<160 mm(0.09L)時(shí)，隨著l的增加，梁截面破壞處的塑性應(yīng)變值逐漸增大；當(dāng)l≥160 mm(0.09L)時(shí)，梁截面破壞處的塑性應(yīng)變值隨著擴(kuò)大包腳水平長(zhǎng)度的增加反而減小，包腳混凝土產(chǎn)生塑性應(yīng)變范圍逐漸擴(kuò)大；當(dāng)l=240 mm(0.13L)時(shí)，梁破壞面處最大塑性應(yīng)變僅為0.449，遠(yuǎn)小于其他試件的最大塑性應(yīng)變值，且整個(gè)混凝土包腳產(chǎn)生貫穿截面的塑性變形，混凝土柱也產(chǎn)生部分塑性應(yīng)變。可見(jiàn)，在一定范圍內(nèi)增加擴(kuò)大包腳水平長(zhǎng)度l可以增強(qiáng)節(jié)點(diǎn)核心區(qū)的剛度；但當(dāng)l過(guò)長(zhǎng)時(shí)，混凝土包腳及包腳范圍內(nèi)混凝土梁、柱出現(xiàn)大范圍塑性應(yīng)變，無(wú)法保證傳力路徑的連續(xù)性，對(duì)抗震性能不利。

4.2.2 循環(huán)荷載下的P-Δ滯回曲線對(duì)比分析

7榀試件在低周往復(fù)荷載作用下的滯回曲線對(duì)比如圖15所示。在加載初期，滯回環(huán)發(fā)展趨勢(shì)均呈線性變化；隨著加載位移的增加，滯回環(huán)沿順時(shí)針?lè)较蛘w傾斜；進(jìn)入塑性階段后，滯回環(huán)面積迅速增加，同級(jí)加載位移下的承載力有所下降，但包圍的滯回環(huán)面積進(jìn)一步增大?？傮w來(lái)看,7榀試件的滯回曲線形狀基本一致，均較為飽滿。隨著l的增加，滯回環(huán)包圍面積逐漸變大，同級(jí)位移下柱端反力也在增大，試件耗能能力及承載力均有所提升。

圖15 不同包腳水平長(zhǎng)度試件的P -Δ滯回曲線

4.2.3 骨架曲線對(duì)比分析

圖16給出了7榀試件的骨架曲線對(duì)比。加載初期，7條曲線斜率基本一致；進(jìn)入屈服后，隨著l的增大，試件承載力逐漸增大，其中JD1-2-1～JD1-2-3的極限荷載值較JD1分別減少10.67%,7.17% 和3.85%，而JD1-2-4～JD1-2-6的極限荷載值分別較JD1增加2.60%,8.24%和12.69%。說(shuō)明增加擴(kuò)大包腳水平長(zhǎng)度l，相當(dāng)于增加了梁截面的抗彎承載力，進(jìn)而試件極限承載力得到明顯提升。

圖16 骨架曲線對(duì)比

4.2.4 剛度退化曲線對(duì)比分析

圖17給出了7榀試件的剛度退化曲線對(duì)比?？梢钥闯?試件初始剛度隨著l的增大明顯提升，其中JD1-2-1～JD1-2-3的初始剛度較JD1分別減小了12.18%,9.19%和0.21%，而JD1-2-4～JD1-2-6的初始剛度較JD1分別增大了2.99%,5.77%和9.62%。隨著加載位移的增加，7榀試件剛度退化速率無(wú)明顯差異，最終7榀試件的剩余剛度趨于一致。說(shuō)明擴(kuò)大包腳水平長(zhǎng)度l的增加能有效提高試件初始剛度，而對(duì)最終剩余剛度影響不大。

圖17 剛度退化曲線對(duì)比

綜上所述，增大l，試件的極限承載力及初始剛度均有一定提升，但當(dāng)l過(guò)長(zhǎng)時(shí)，梁柱剛度比不協(xié)調(diào)造成彎矩分配比例失調(diào)，在往復(fù)荷載作用下加速了節(jié)點(diǎn)核心區(qū)的破壞，反而不利于節(jié)點(diǎn)抗震。就本文研究的試件來(lái)看，擴(kuò)大包腳水平長(zhǎng)度l控制在0.09L～0.12L比較合理，既能加強(qiáng)梁截面抗彎剛度，提升試件極限承載力，又能保證梁柱剛度比的協(xié)調(diào)性能，有效限制核心區(qū)混凝土的破壞。

5 結(jié) 論

本文利用ABAQUS有限元軟件對(duì)文獻(xiàn)[13]提出的新型外包加強(qiáng)型節(jié)點(diǎn)進(jìn)行了擬靜力荷載作用下的抗震性能分析與相關(guān)影響參數(shù)研究，得出以下結(jié)論，當(dāng)然這些結(jié)論還有待于更多試驗(yàn)和理論分析的進(jìn)一步驗(yàn)證。

(1) 新型外包加強(qiáng)型節(jié)點(diǎn)的最終破壞形態(tài)為正截面彎剪作用下的梁截面塑性鉸破壞，破壞面位于擴(kuò)大包腳外邊緣處，使塑性鉸遠(yuǎn)離節(jié)點(diǎn)核心區(qū)域，有效保護(hù)了節(jié)點(diǎn)核心區(qū)，進(jìn)而可以保證傳力路徑的連續(xù)性。

(2) 新型外包加強(qiáng)型節(jié)點(diǎn)的滯回曲線較為飽滿，具有較好的耗能能力和塑性變形能力，達(dá)到極限承載力時(shí)，試件剛度退化嚴(yán)重。

(3) 就本文研究的試件來(lái)看，當(dāng)擴(kuò)大包腳立面高度是混凝土柱高的0.09～0.11倍時(shí)，試件具有較好的耗能能力與塑性變形能力，節(jié)點(diǎn)具有較高的初始剛度和承載力，有利于試件的抗震及延性發(fā)展。

(4) 當(dāng)擴(kuò)大包腳水平長(zhǎng)度控制在混凝土梁長(zhǎng)度的0.09～0.12倍時(shí)，既能加強(qiáng)梁截面抗彎剛度，提升試件極限承載力，又能保證梁柱剛度比的協(xié)調(diào)性能，有效限制核心區(qū)混凝土的破壞。