工业化混凝土框架SPC节点抗震性能试验

2022-07-27翁大根张瑞甫葛庆子王庆华

工程科学与技术 2022年4期

沈华，翁大根，张瑞甫，葛庆子，王庆华

(1.南通职业大学建筑工程学院，江苏南通 226007；2.同济大学土木工程学院，上海 200092；3.四川省建筑科学研究院有限公司，四川成都 610081)

实现新型建筑工业化是国家的重要战略决策，是促进建筑业全面转型升级的重要途径。工业化混凝土框架具有平面布置灵活，构件易于标准化以及工业化程度较高的特点，是最常用的建筑工业化结构体系之一。

历次震害表明,提高工业化建筑结构抗震性能，关键在于构件连接。梁柱连接是工业化混凝土框架的关键部位，对抗震性能起着至关重要的作用。干式全装配框架梁柱节点具有无现场湿作业、施工周期短和便于维修的特点，Priestley提出干式连接比湿式连接具有更高连接效率。

干式全装配节点具有显著的工业化特征，国内外学者对其开展了大量研究。Nakaki和Englekirk等提出装配式延性节点理念，柱内预埋延性连杆，使其在地震作用下发生塑性变形，从而减轻其他构件的损伤。基于延性节点理念，李向民等通过在节点核心区预埋低屈服高延性连接，设计了一种高效延性节点，试验结果有效实现了设计目标，并具有较高延性。这些研究证明了延性节点的可行性与合理性。赵斌等研究了高强螺杆和短H型钢连接的梁柱节点，试验表明，极限承载力相对现浇和后浇整体式节点提高显著，但需提高其耗能能力。Ertas等提出了一种螺栓连接梁柱节点，其特点为预埋钢盒用于螺杆对拉连接，实现了较大的安装容许误差，适用于梁端剪力较小的情况，试验表明，螺栓连接梁柱节点相比现浇节点具有较高的强度、延性和耗能能力。Vidjeapriya等研究了下设托梁和上置加劲角钢，采用对拉栓杆连接的梁柱节点，试验表明，除极限承载力略低于现浇试件外，其耗能能力和延性均得到提高。曹杨、Rong、Ghayeb和Nzabonimpa等研究了预制梁中预埋不同型钢，并采用螺栓连接的节点抗震性能，结果显示抗震性能良好，证明了使用型钢连接的可行性，而且曹杨指出弱化节点临近区域刚度将有助于改善节点的抗震性能。赵地和韩春等研究了采用外伸端板和预应力栓杆连接的梁柱节点，结果表明，其相对于现浇节点具有更好的强度和抗震性能。Aninthaneni等在外伸端板和对拉栓杆的基础上，在梁的上下端增设角形加劲板，研究表明，其结构性能与现浇节点十分相似。Ngo等研究了预制梁设置混凝土外扩端板，并采用碳纤维螺栓连接的梁柱节点，有效提高结构抗腐蚀能力，试验表明，其节点承载力、耗能和刚度均显著大于现浇节点。李春雨和冯世强等在节点中增加了耗能单元，研究表明，其方法能有效增强节点的抗震性能。

基于当前干式全装配节点的研究成果和延性节点的设计理念，沈华等提出了削弱型钢直接连接预制梁柱的工业化节点（steel prefabricated concrete，SPC）：其将塑性变形外部化，更易识别其工作状态，且将损伤控制于削弱型钢段；削弱型钢截面，达成区域刚度的适度弱化，以改善节点的耗能能力；螺栓连接工艺成熟，可提升安装效率，且具备可拆卸性；非外扩截面连接，构件规整，便于仓储运输；连接界面为钢材质，易实现构件精准制造，工业化特征显著；节点结构简单，仅少量型钢外露，便于日常维护。本文将通过低周往复拟静力加载试验，验证SPC节点的可行性，同时比较SPC节点与现浇节点的抗震性能。

1 SPC节点构造

SPC节点是由高强螺栓、预制柱和预制梁段组成的新型工业化梁柱节点，其构造（不含箍筋）如图1所示，其中：预制混凝土柱中预留贯穿螺栓孔，预埋定位垫板和安装支撑板；预制混凝土梁端设置锚固板、H型钢削弱段（reduction beam section，RBS）和连接板。

图1 SPC节点构造（不含箍筋）Fig. 1 Schematic diagram of middle SPC joint(without stirrups)

2 试验

试验中，SPC节点编号为YZJ–M，其对应的现浇节点编号为XZJ–M。

2.1 现浇节点试件

现浇节点XZJ–M的截面及配筋源自一6层钢筋混凝土框架结构的典型节点，如图2所示；XZJ–M采用C30混凝土，HRB400钢筋，保护层厚度25 mm，实验室进行制作，如图3所示；实测材料力学性能见表1。

表1 材料力学性能
Tab. 1 Mechanical properties of materials

注：为混凝土轴心抗压强度标准值，为钢筋屈服强度标准值，为钢筋极限强度标准值，为钢筋弹性模量，为型钢屈服强度，为型钢极限强度，为钢筋直径。

C30HRB400Q235型钢HM250×175 fck/MPad/mmfyk/MPafstk/MPaEs/(105 MPa)部位fy/MPafu/MPaEs/(105 MPa)XZJ–M25.812,184646262.01——25.884986462.05——YZJ–M26.712,184566032.01翼缘2653252.01 26.784856012.02腹板3154212.01试件

图2 XZJ–M截面配置Fig. 2 Sectional configuration of XZJ–M

图3 XZJ–M加工制作Fig. 3 Specimen processing of XZJ–M

2.2 SPC节点试件

SPC节点设计主要包括RBS、焊缝、锚筋和高强螺栓。

选用Q235的H型钢设计RBS段。基于材料标准值，按混凝土梁端截面负弯矩承载力

=95 kN·m（正负弯矩中的大值）要求，选择H型钢规格为HM250×175。由于选用规格化H型钢截面的实际抗弯承载力大于95 kN·m，故设截面抗弯的需求翼缘宽度为

，依据截面抗弯承载力相等，解得

=14.2 cm。进而按《建筑抗震设计规范》推荐的RBS构造，确定截面参数

、

和

分别为100.0、190.0和35.5 mm。节点在加载试验中，将受到顶点轴压

和水平力

的共同作用，其受力简图如图4所示。

图4 节点受力简图Fig. 4 Force diagram of joint

侧力

作用下，节点将沿底部支座转动，由于转角较小，式（1）仍将成立。考虑到梁截面为非对称配筋，结合式（1），可知，节点承载力

实际由混凝土梁端截面弯矩承载力的较小值

=63 kN·m控制。故为确保H型钢段在

作用下发生塑性铰，按图5验算。其中，虚线为截面抵抗弯矩图，点划线为混凝土截面不屈服的弯矩上限，实线为不降低混凝土梁端抗弯承载力的弯矩下限。显然，RBS最大削弱截面处的抗弯承载能力位于弯矩上下限间，可达到不降低梁端抗弯承载力的情况下，实现梁端塑性铰位于H型钢段中RBS部分。

图5 预制梁设计抗弯承载力Fig. 5 Design bending capacity schematic of beam

H型钢段与锚固板和连接板的焊接作业在条件较好的工厂内进行，结合《建筑抗震设计规范》和《钢结构设计规范》的相关规定，腹板设计采用焊脚尺寸为8 mm的双面角焊缝，翼缘采用单边坡口全熔融透焊。锚筋和高强螺栓则分别按《钢结构设计规范》和《混凝土结构设计规范》进行设计。SPC节点预制柱和预制梁的截面配置，如图6和7所示，其实测材料性能见表1。

图6 预制柱截面配置图Fig. 6 Sectional configuration of prefabricated column

图7 预制梁截面配置图Fig. 7 Sectional configuration of prefabricated beam

2.3 加载装置及加载方案

2.3.1 加载装置

采用铰接四边形框架装置完成试验加载，其加载装置如图8所示。鉴于实验室条件，柱轴压比取0.15，柱顶侧力由固定在反力墙的INSTRON SCHENCK伺服作动器施加。加载前，以40%的柱轴向压力加压2次，然后，进行水平预加载，消除试验不均匀性，并检查测量仪器和仪表的工作状态。

图8 加载装置Fig. 8 Testing equipment

2.3.2 加载制度

为统一工况，采用如图9所示的位移加载制度：18 mm之前每级加载一个循环，之后每级加载3个循环。为较全面评价节点的力学性能，最小位移从2 mm开始，0～12 mm每级位移2 mm；12～102 mm每级位移6 mm；102 mm后每级位移12 mm，直至试验停止。

图9 位移加载制度Fig. 9 Displacement loading protocol

2.3.3 测点布置

按图8的位移测点布置，作动器提供柱顶位移和作用力，D1用于柱底修正，D2和D3用于量测核心区剪切变形，D4～D13用于量测梁端截面平均转角。钢筋和型钢应变测点如图10所示，其中，C为柱纵筋，B为梁纵筋，J为节点区箍筋和R为型钢段。

图10 应变测点布置Fig. 10 Distribution of strain gauges

3 试验结果及分析

3.1 试验现象和破坏特征

3.1.1 现浇节点XZJ–M

现浇节点XZJ–M呈现“强柱弱梁”型节点的延性破坏特征。节点损伤主要集中在梁上，尤其柱边梁段，当位移值较大时，节点核心区出现少量斜向剪切裂缝，最终破坏形态如图11所示。图11中，黑色实线为“+”向加载裂缝分布，红色虚线为“–”向加载裂缝分布。

图11 XZJ–M破坏形态Fig. 11 Failure mode of XZJ–M

现浇节点XZJ–M破坏过程：柱顶位移8 mm时，梁初始开裂；随着位移增加，裂缝宽度快速增长，位移72 mm时，梁裂缝基本出齐，最大宽度达10 mm，梁端出现混凝土脱落；位移84 mm时，梁上出现钢筋黏结破坏的横向劈裂裂缝，且节点核心区出现剪切斜裂缝；当位移加载至114 mm时，梁局部混凝土压碎，节点承载力下降，考虑试验安全性，终止加载。

3.1.2 SPC节点YZJ–M

SPC节点YZJ–M破坏形态与XZJ–M有着较大差别：加载过程中，节点变形大部分被RBS段吸收，最终RBS段腹板屈曲后，翼缘被拉断，破坏形态如图12所示。图12中，黑色实线为“+”向加载裂缝分布，红色虚线为“–”向加载裂缝分布。由图12可见，SPC节点中混凝土梁段裂缝分布与同位置现浇节点梁段裂缝相当，但直至试验停止，其最大裂缝宽度均未超过0.2 mm。在加载后期，柱中微裂缝增加，主要由节点承载力增加所导致。

图12 YZJ–M破坏形态Fig. 12 Failure mode of YZJ–M

YZJ–M的破坏过程：柱顶位移8 mm时，混凝土梁段开裂；位移42 mm时，柱开裂，梁裂缝略有扩展；位移48 mm时，核心区出现剪切斜裂缝；位移54 mm时，RBS翼缘表面“起皮”，主要为钢材屈服导致；位移102 mm时，最大混凝土裂缝宽度仍小于0.2 mm；位移162 mm时，RBS翼缘受压翘曲；位移174 mm时，RBS腹板出现显著鼓曲；位移186 mm时，RBS的翼缘和腹板变形迅速增大后，翼缘撕裂，加载停止。

3.2 滞回曲线

XZJ–M和YZJ–M的滞回曲线对比如图13所示。由图13可见：现浇节点的滞回曲线为对称反S型，捏缩效应明显，说明钢筋滑移显著，同时随着位移的增加，刚度明显退化；而SPC节点滞回曲线为饱满的对称梭形，随着位移增加，无明显刚度退化。

图13 滞回曲线Fig. 13 Hysteretic curves

3.3 骨架曲线和延性系数

XZJ–M和YZJ–M骨架曲线对比，如图14所示。由图14可以看出：现浇节点在峰值荷载前明显存在的开裂、屈服和强化3个阶段，具有混凝土节点承载力发展的典型特征；而SPC节点在峰值荷载前，仅有屈服和强化两个阶段，主要原因是RBS段控制了节点性能，更接近钢节点的力学行为。

图14 骨架曲线Fig. 14 Skeleton curves

采用最远点法确定节点的等效屈服点（图14）。结合节点的骨架曲线特征，引入峰值延性系数：

骨架曲线各特征点对应荷载和位移见表2。由表2可以看出：SPC节点的屈服荷载略高于现浇节点；SPC节点峰值荷载明显大于现浇节点；SPC节点的平均延性系数也显著高于现浇节点。

表2 荷载、位移和延性
Tab. 2 Load, displacement and ductility

平均延性系数XZJ–M+6251761072.17–7047781052.17 YZJ–M+80521251663.26–84511171703.26编号加载方向屈服荷载Fy/kN屈服位移uy/mm峰值荷载Fp/kN峰值位移up/mm¯μp

3.4 能量耗散指标

依据《建筑抗震试验规程》，能量耗散系数：

式中，

为滞回曲线包围面积，

和

分别为△

OBE

和△

ODF

面积，如图15所示。

图15 E计算示意图Fig. 15 Schematic diagram of E

XZJ–M和YZJ–M的

值对比，如图16所示。图16表明：现浇节点在小位移时，混凝土的开裂导致

值较快发展，随着钢筋屈服到达峰值平台，之后呈现下降趋势；而SPC节点的

值持续快速发展，当翼缘钢材屈服后，耗能能力呈现加速，并超越了现浇节点。当现浇节点停止加载时，SPC节点能量耗散指标是现浇节点的4.69倍，表明SPC节点具有更强的大震耗能能力。

图16 能量耗散指标EFig. 16 Index of energy dissipation E

3.5 循环强度和刚度退化

循环加载时，试件的强度和刚度随着循环次数增加而不断变化，依据《建筑抗震试验规程》，采用同级加载位移下强度和刚度的变化率表征试件相应的退化，分别为强度退化系数 λ和刚度退化系数λ，其计算式为：

式中：和分别为第

级加载时，第

次循环峰值强度和割线刚度；和分别为第

级加载时，第

－1次循环峰值强度和割线刚度。图17为

=2、3时，强度退化系数 λ，曲线具有显著的波动性，源于节点试件的内部不均匀性。但总体上，无论是现浇节点还是SPC节点， λ比 λ更稳定，表明循环加载次数的增加能使节点强度退化系数趋于稳定；除破坏点，SPC节点的强度退化系数值均比现浇节点大和稳定，且SPC节点的 λ基本近似1，表明循环加载作用下，SPC节点的强度退化相对更小，有利于提升节点的抗震强度性能。

图17 强度退化系数 λsi（i=2、3）Fig. 17 Degradation factor of strength λsi(i=2、3)

图18为

=2、3时，刚度退化系数 λ。由图18可见，其规律与强度退化系数 λ类似，表明循环加载作用下，SPC节点的刚度退化也要小于现浇节点，具有更好的抗震刚度性能。

图18 刚度退化系数 λki（i=2、3）Fig. 18 Degradation factor of stiffness λki(i=2、3)

3.6 核心区剪切变形

节点核心区域产生剪切变形，原四边形1234将变形为1′2′3′4′（图19），按式（11）确定剪切变形：

图19 剪切变形计算Fig. 19 Schematic diagram of shear deformation

XZJ–M和YZJ–M的节点核心区实测剪切变形，如图20所示。由图20可见：同等荷载作用下，现浇节点的剪切变形更大，即SPC节点的剪切刚度大于现浇节点，这是因为连接钢板对核心区混凝土有约束作用，强化了节点刚度。

图20 核心区剪切变形Fig. 20 Shear deformation of joint core zone

3.7 梁端弯矩转角曲线

由图21分别定义梁截面弯矩

和截面平均转角φ：

图21 截面弯矩和平均转角示意图Fig. 21 Schematic diagram of moment and average rotation in section

式（8）～（9）中，

为梁端力，

为梁高度，

为弯矩计算截面距梁端距离， δ和 δ分别为计算截面的上下侧纤维变形。图22为XZJ–M和YZJ–M的梁端弯矩和截面平均转角间的关系。

图22 截面弯矩和平均转角的关系Fig. 22 Relation of moment and average rotation in section

由图22可以看出：节点均具有良好对称性，左右梁端保持较好一致性；在转角较小时，由于混凝土未开裂，现浇节点的弯矩承载力略大于SPC节点，但随着钢筋屈服，现浇节点快速失去承载能力增长空间；相反，SPC节点在截面屈服后，仍保持较强的承载力增长直至破坏，这能有效提高抗倒塌能力。因此，SPC节点无论峰值弯矩承载能力，还是转动能力均要优于现浇节点。

3.8 端部纵筋应变

图23为试件XZJ–M和YZJ–M不同位置的柱端纵筋应变发展。由图23可以看出：柱筋保持弹性工作状态，实现了强柱机制；柱筋最大压应变小于拉应变，因混凝土参与受压所致；SPC节点的柱筋拉应变显著大于现浇节点，导致柱面裂缝增加。

图23 试件XZJ–M和YZJ–M不同位置的柱端纵筋应变Fig. 23 Strain of longitudinal steel bar at the end of column for different locations of XZJ–M and YZJ–M

图24为试件XZJ–M各梁端纵筋应变发展。由图24可见：现浇节点梁截面下侧纵筋较少，先行进入了屈服工作状态，这与理论分析结论一致，从而实现了梁端塑性铰；而梁截面上侧配筋较多，此处混凝土承受压力，钢筋承受拉力，发生拉应变，在加载后期也进入了屈服。

图24 试件XZJ–M各梁端纵筋应变Fig. 24 Strain of longitudinal steel bar at the end of beam of XZJ–M

3.9 型钢应变

图25为YZJ–M左右RBS翼缘的中心应变，由图25可见：翼缘钢板应变均发展较为充分，且进入了屈服状态，实现了RBS塑性铰，也体现了强柱弱梁机制。

图25 试件YZJ–M左右RBS翼缘应变Fig. 25 Strain of flange at RBS on two side of YZJ–M

依据RBS腹板中心的三向应变化量测数据，测点主应变 ε和 ε为：.

式（10）和（11）中， ε、 ε和 ε分别为夹角0°、45°和90°对应的应变值，确定腹板的等效应变 ε：

图26为SPC节点两端RBS腹板中部的等效应变发展。由图26可以判断，节点两侧型钢腹板均进入了剪切屈服，实现了剪切耗能机制，增强了节点耗能能力。

图26 试件YZJ–M RBS腹板应变Fig. 26 Strain of web at RBS of YZJ–M

3.10 节点箍筋应变

图27为节点箍筋实测应变发展。结合箍筋测点的布置，以及现浇节点的核心区斜裂缝交点上移的特点，取J1测点分析节点箍筋应变，其发展如图27（a）所示。SPC节点的核心区斜裂缝交于中部，取J2分析箍筋应变，其发展历程如图27（b）所示。由图27可知：现浇节点和SPC节点的箍筋应变均以拉应变为主，由于SPC节点承载力更大，故其应变发展更充分，但两者应变均未屈服，确保了节点区安全。