可恢复预制装配式RC 梁柱节点抗震性能研究

2022-11-30胡高兴

工程力学 2022年12期

黄炜，胡高兴

(1. 西安建筑科技大学土木工程学院，陕西，西安 710055；2. 西安建筑科技大学结构工程与抗震教育部重点实验室，陕西，西安 710055)

目前，现浇混凝土结构在环境污染、劳动力成本增加、施工效率不高、构件品质难以保证等方面的问题日益突出，已难以满足当前行业发展的实际需求。在此背景下，装配式混凝土结构因其具有节能环保、工业化生产、施工高效等优点而受到大力推广。但在近年历次地震(如：1994 年美国Northridge 地震[1]，1999 年土耳其Marmara地震[2]和2012 年意大利北部Emilia 地震[3]等)中对装配式结构的震害调查发现，部分装配式建筑结构的破坏较为严重，其主要表现为预制构件之间的连接不可靠导致预制梁、板等构件脱落，最终引起结构倒塌。因此，为改善装配式结构的抗震性能，国内外相关研究人员针对装配式结构预制构件之间的连接问题进行了长期大量的研究。目前，常见的各类湿式连接形式[4− 8]虽能提供较好的抗震性能，但没有考虑结构震后损伤修复的问题。采用这类连接形式虽然能够实现结构“大震不倒”的设防目标，但结构在震后出现破坏以及建筑使用功能丧失时将导致巨大的经济损失，给人们的正常生产、生活造成严重的不利影响。在此背景下，研究人员提出了一种可恢复功能防震结构体系[9]，其主要目的是在保证人民生命财产安全的前提下，快速恢复建筑结构在震后的正常使用功能，并尽可能降低经济损失。

通过设置可更换耗能部件，使损伤和破坏集中在可更换构件上从而保护主体结构，是实现结构震后快速恢复功能的重要方法之一[9]。基于这一设想，MORGEN 和KURAMA[10−11]、 KOSHIKAWA[12]以及SONG 等[13]设计了一种摩擦耗能装置，并将其安装在预应力装配式梁柱节点区。研究结果表明：该摩擦装置可以提供较大的耗能能力，同时保持结构自复位的能力。BELLERI 等[14]在装配式门式刚架的梁柱节点铰接区设置了一个微型自复位装置和一个耗能装置，用于提高结构的自复位能力和耗能能力。XU 等[15]设计了一种钢连接器用于预制混凝土梁柱构件的连接，但由于梁端加载位置处的混凝土开裂破坏导致钢连接器未能充分发挥其塑性耗能能力。王萌等[16]对一种采用低屈服点钢组件连接的钢框架节点进行了数值模拟分析，结果表明：该连接形式可以实现结构损伤位置集中可控的目的，但其是否适用于装配式混凝土结构有待进一步验证。李祚华等[17]提出了一种采用削弱型钢板阻尼器连接的装配式RC 梁柱钢质节点，并通过试验验证了其有效性。该钢板阻尼器设置在梁端截面的左右两侧，最终表现出不可控的平面外屈曲失效破坏，因此，该阻尼器还有待进一步优化以便于工程设计应用。颜桂云等[18− 19]提出了一种类似的装配式RC 梁柱钢质节点，并将削弱型钢板阻尼器设置在梁截面的上下部。试验结果表明：该节点具有较好的抗震性能且能够实现节点在震损后快速恢复其功能的目的。但该钢板阻尼器设置在梁端上下部，在一定程度上影响了楼板的布置，且该阻尼器由于根部焊缝开裂并出现平面外屈曲失效，导致节点的承载力在达到峰值后下降较快。

以上研究主要围绕装配式节点的损伤可控及震后快速恢复展开，节点的连接形式以及可更换装置的几何构造多样，部分形式仍有待进一步优化改进。为保证装配式结构抗震安全且便于工程设计和应用，装配式梁柱节点不仅应具有良好的抗震性能，同时，还应确保其传力路径清晰明确，破坏机制合理可控，结构分析设计有理可循，且工程适用性较强。鉴于此，本文在现有装配式梁柱连接节点的基础上进行进一步优化，提出了一种损伤及破坏模式可控且易于结构震后快速修复的装配式RC 梁柱节点，并通过试验研究了其抗震性能。然后，从理论上推导了梁柱节点连接部位的承载力-变形关系，并利用SeismoStruct 软件建立了装配式梁柱节点的简化数值分析模型，可为后续研究此类装配式结构的抗震性能和工程分析设计奠定基础。

1 节点构造

该装配式梁柱节点主要由多缝耗能装置、钢部件D1 和D2(由一个H 型钢，一个端板和两个耳板依次焊接而成)和抗剪连接键等部件通过高强螺栓连接而成。其中，为便于连接，钢部件D1 和D2 分别被预埋在预制柱、梁构件中。

在进行梁柱节点装配时，首先将抗剪连接键放置在钢部件D1 和D2 之间，然后将多缝耗能装置放置在两耳板的外侧，最后利用高强螺栓将其固定在耳板上完成组装，如图1 所示。其中，抗剪连接键的主要目的是为连接部位提供足够的抗剪承载力，而多缝耗能装置则主要通过钢材的塑性变形为节点提供足够的抗弯承载力和变形能力。该装配式梁柱节点的设计目的是期望节点在地震作用下的损伤主要集中在耗能装置上，通过直接更换耗能装置来实现结构震损后快速修复的目的。

图1 装配式RC 梁柱可恢复连接节点构造Fig. 1 Construction of earthquake-resilient precast RC beam-column joint

2 试验概况

2.1 试件设计

为验证该梁柱节点的有效性，首先按照中国抗震规范要求设计了一个足尺比例的现浇节点试件作为对比分析，然后，设计了一个相同截面尺寸和配筋的装配式边节点试件，如图2 所示。

图2 装配式RC 梁柱边节点构造及配筋 /mmFig. 2 Geometric and reinforcement arrangement of precast RC beam-column side joint

现浇节点试件和装配式节点试件的梁截面尺寸均为250 mm×350 mm，受拉、受压区纵筋均为3 18，梁长1750 mm；柱截面尺寸为350 mm×350 mm，截面纵筋共布置12 20，箍筋直径为10 mm。纵筋和箍筋等级均为HRB400。

根据装配式节点最大承载力和初始刚度与现浇节点相匹配的原则，通过多次试算最终确定了抗剪连接键和多缝耗能装置的几何构造和尺寸，如图3 所示。

图3 多缝耗能装置及抗剪连接键的构造及尺寸 /mmFig. 3 Geometric and size of multi-slit energy dissipation device and shear connection key

多缝耗能装置的平面尺寸为540 mm×290 mm，厚度为16 mm，其细部构造如图3(a)所示。抗剪连接键的细部构造如图3(b)所示，其抗剪承载力主要由中部翼缘提供，两端主要起固定作用。抗剪连接键、多缝耗能装置以及耳板之间通过10.9级高强螺栓M20 进行连接。

2.2 材料力学性能

各预制构件的混凝土均为C40 商品混凝土，其立方体抗压强度平均值为42.73 MPa，弹性模量为3.3×104MPa。多缝耗能装置与抗剪连接键均由普通Q235 钢材制成。根据中国现行标准《金属材料拉伸试验第1 部分：室温试验方法》(GB/T 228.1−2010)[20]测得Q235 钢板和钢筋的力学性能指标如表1 所示。

表1 材料力学性能Table 1 Mechanical properties of materials

2.3 试件加载

试验加载装置如图4 所示。预制混凝土柱水平放置，并在柱两端的顶、底部分别放置圆形钢棒，然后用钢压梁压紧固定在地面上，实现柱端的铰接模拟。此外，在柱的两端部分别放置一个钢板，其中一端再放置一个液压千斤顶，并用螺栓杆施加预紧力将柱夹紧。最后通过调节液压千斤顶的压力来控制柱顶轴向荷载的大小。

图4 试件加载装置Fig. 4 Specimen loading device

试验加载前，先在柱顶施加620 kN 轴力，试验轴压比为0.18。然后，根据ACI T1.1-01[21]规范的建议，在混凝土梁自由端水平方向施加由位移角控制的循环荷载，每级位移循环三圈。各级加载位移转角分别为±0.15%、±0.20%、±0.25%、±0.35%、±0.50%、±0.75%、±1.00%到±5.50%间距为0.50%，直至试件荷载下降至峰值荷载的85%以下时停止加载。

3 试验结果及分析

3.1 试件破坏现象

现浇节点和装配式节点的裂缝分布及最终破坏结果如图5 所示。

由图5(a)可知，当水平加载位移转角达到0.25%时，靠近节点区的梁端混凝土开始出现微小的弯曲裂缝。随着加载位移逐渐增大，弯曲裂缝分布进一步扩大。当加载位移转角增加到4.50%时，混凝土柱基本完好，无肉眼可见裂缝，但梁端混凝土破损严重，大量混凝土剥落，纵筋外露。试验结果表明：该现浇节点为典型的梁端塑性铰破坏机制。

图5(b)为装配式节点试件的最终破坏结果。由图5(b)可知，当水平加载位移转角达到1.50%时，在距离梁端约400 mm 处的混凝土梁上首先出现了微小的弯曲裂缝。随着位移逐渐增大，混凝土梁上的微裂缝长度略有延长，裂缝数量无明显增加，这主要是因为预制混凝土梁中预埋有H 型钢，有效抑制了裂缝的发展。当加载位移转角达到4.50%时，多缝耗能装置最外侧的钢带开始出现断裂，最终导致试件承载力显著下降。试验结果表明：该装配式节点的破坏主要集中在多缝耗能装置的钢带上，混凝土柱无明显可见裂缝和变形，混凝土梁上除仅有少量的细小裂缝外无明显损伤。

图5 试件裂缝分布及最终破坏结果Fig. 5 Crack distribution and final failure result

3.2 荷载-位移滞回曲线

图6 试件的力-位移滞回曲线Fig. 6 Force-displacement hysteretic curve of specimens

1)当加载位移转角为1.00%时，现浇节点试件开始屈服，且当位移转角在1.00%～2.00%时，承载力无明显增加。此后随着位移继续增大，梁端纵筋进入应变强化阶段，节点承载力略有增加，直至加载位移转角达到4.50%时，试件因梁端混凝土大量压碎剥落及纵筋屈曲而失效。总体来看，该现浇节点的滞回曲线饱满，无明显捏缩、滑移现象，具有较强的耗能和变形能力。

2)装配式节点的滞回曲线相比于现浇节点则更为饱满，且无任何滑移现象，表明多缝耗能装置与耳板之间无相对滑动，因此，二者之间可以看作固结约束。当平均位移转角为0.94%时试件开始屈服，此后，多缝耗能装置进入塑性阶段，并在循环荷载作用下表现出显著的应变硬化效应。因此，节点承载力随位移增加而逐渐增大。在加载后期，试件由于连接位置处钢带陆续断裂导致其承载力逐渐下降。

表2 为各试件的力学性能指标，主要包括试件的初始刚度K；屈服荷载Py和峰值荷载Pm；θy和θm分别为其对应的转角变形；极限荷载Pu(为0.85Pm)和其对应的转角θu。其中，在确定荷载-位移骨架曲线的屈服点时，根据冯鹏等[22]的建议，采用“最远点法”来计算各试件的屈服荷载，其计算方法如图7 所示。

表2 试件抗震性能指标Table 2 Seismic performance index of specimens

图7 荷载-变形骨架曲线屈服点的确定Fig. 7 Determination of yield point of load-deformation skeleton curve

由表2 可知，装配式节点的平均初始刚度为现浇节点的86.46%，表明装配式节点的初始抗侧向变形能力略低于现浇节点。相比于现浇节点，装配式节点的屈服荷载和屈服转角均略有减小，这有利于节点更早进入塑性阶段耗散地震能量。此外，装配式节点的平均峰值荷载、极限变形和延性系数分别高于现浇节点2.75%、12.00%和5.56%。总体来看，该装配式节点的抗震性能基本接近现浇节点，部分力学性能指标略有提高。

3.3 耗能能力

图8 计算了各试件的等效黏滞阻尼系数，用于表征其耗能能力的大小。由图8 可知，当试件位移转角大于0.50%时，装配式节点的等效黏滞阻尼系数开始明显大于现浇节点。当位移转角为3.50%时，现浇节点的等效黏滞阻尼系数达到最大值0.22，此时，装配式节点的等效黏滞阻尼系数为0.36 且仍在增加。总体来看，该装配式节点的耗能能力显著优于现浇节点。

图8 试件等效黏滞阻尼系数Fig. 8 Equivalent viscous damping coefficient of specimens

3.4 应变分析

图9 为预制混凝土梁端(靠近节点区)、柱节点区中钢筋的应变-位移关系曲线。

根据钢筋材性试验可知，混凝土柱和梁中纵筋的屈服应变分别为2197×10−6和2296×10−6。由图9 可知，预制柱中纵筋的最大应变小于其屈服应变，而预制梁中纵筋的最大应变略高于其屈服应变，表明在整个加载过程中，预制混凝土柱构件基本处于弹性状态，无明显损伤。预制混凝土梁构件中纵筋刚进入屈服阶段，同时结合混凝土梁表面仅分布少量的细小微裂缝来看，其损伤程度较轻，基本不影响正常使用。

图9 装配式节点试件钢筋应变-位移关系曲线Fig. 9 Strain-displacement curve of reinforcement of precast joint specimen

图10 为多缝耗能装置上各钢带中部的应变随截面高度变化的关系曲线。由图10 可知，在加载过程中，钢带的应变分布随截面高度基本呈现出线性变化的趋势。随着梁端变形位移的不断增大，多缝耗能装置的塑性变形主要集中在顶部和底部的钢带上，这与图5(b)中多缝耗能装置的最终破坏结果相吻合。

图10 多缝耗能装置上的应变分布Fig. 10 Strain distribution on multi-slit energy dissipation device

4 节点连接部位承载力-变形理论分析

为便于装配式梁柱节点的分析设计，本节对装配式节点连接部位多缝耗能装置的承载力-变形关系进行了详细推导。

4.1 钢材本构模型

首先根据Q235 钢材的力学性能试验结果，利用Origin 软件对钢材的本构关系曲线进行拟合，如图11 所示，得到钢材的本构简化模型为：

图11 Q235 钢材本构关系曲线Fig. 11 Constitutive relation curve of Q235 steel

式中：Es和εy分别为弹性模量和屈服应变，其取值分别为2.01×105MPa 和1377×10−6；系数A、B、C和D通过拟合得到，其取值分别为273.90、2307.93、−10717.69 和15408.99。

4.2 连接部位受力状态分析

为便于分析，需将多缝耗能装置上的钢带等效为等截面。首先，选取其中一根钢带的一半(左右对称，如图12 所示)进行分析。假设该钢带左端为固定约束，右端为自由端，并将钢带近似划分成等截面的5 段，同时，在自由端施加单位弯矩M(x)，如图12(a)所示。根据向群等[23]提出的一种阶梯形变截面梁弯曲变形的解法，可得悬臂梁自由端的变形y为：

图12 钢带截面等效变换计算简图Fig. 12 The calculation diagram of the equivalent transformation of steel strip section

此外，通过分析估算可知，多缝耗能装置和抗剪连接键在加载过程中的最大剪切变形极其微小，其主要以弯曲变形为主。因此，在计算连接部位的承载力-变形关系时，不考虑剪切变形的影响。

当在自由端施加一个不断增大的弯矩荷载直至其完全失效时，该连接部位的截面(包括钢带和抗剪连接件)应力状态从初始全截面弹性状态逐步发展至最终全截面塑性状态，如图14 所示。根据多缝耗能装置的几何构造，各钢带及抗剪连接键的应力状态发展过程可具体划分为6 个阶段，每个阶段的承载力-变形关系分析如下。

图13 等效后的多缝耗能装置 /mmFig. 13 Equivalent multi-slit energy dissipation device

图14 多缝耗能装置及抗剪连接键截面受力状态Fig. 14 Stress state of section of the multi-slit energy dissipation device and shear connection key

1)全截面弹性状态Ⅰ

假定截面应力沿中性轴对称分布，根据平截面假定可知，当截面上的应力处于弹性范围内时，应变和曲率的关系可写为：

式中：ε 为应变；kc为曲率；y为截面上一点的应力到中性轴的高度。

则截面上的应力σ(ε)在沿截面高度y上的分布可表示为：

则该截面的弹性弯矩Me可表示为：

式中：b为多缝耗能装置的厚度；b1为抗剪连接键翼缘的厚度。

2)截面弹塑性状态Ⅱ(t1+t2+t3+t4≤εy/kc≤h/2)

当多缝耗能装置顶部和底部钢带的应力处于弹塑性范围内时，其截面上的应力分布为：

综上所述，联立式(4)～式(12)即可求解得到装配式节点连接部位弯矩与曲率的关系。同时，在钢带长度范围内对曲率连续两次积分，即可依次计算得到多缝耗能装置的转角和位移。为验证其准确性，图15 给出了装配式连接部位变形的试验值与理论计算值的对比结果。

从图15 中可知，由于拉线位移计在加载过程中出现松动以及回缩迟缓等原因导致在小变形条件下的测量结果不精确，因此根据试验测量结果计算得到连接部位的初始刚度略小于与理论计算值。

图15 装配式节点连接部位的弯矩-转角曲线Fig. 15 Moment-rotation curve of connection location in the precast joint

为进一步量化说明试验测量结果与理论值之间的误差，表3 给出了连接部位在各级荷载作用下的试验测量结果与理论值的对比。由表3 可知：在初始加载过程中，试验测量结果与理论值之间的误差最大；随着变形的逐渐增大，理论值相对于试验值的误差显著减小。当连接部位在正负加载方向上的转角分别达到2.47%和−2.69%时，其对应最大承载力的误差仅为5.75%和1.77%。此后，随着变形继续增大，连接部位的钢带逐步失效，导致连接部位的承载力逐渐下降。但由于该理论模型无法考虑钢带的塑性损伤、屈曲、断裂等特性，因此理论计算值在超过峰值点后的误差略有增加。总体来看，该简化理论计算方法能够为工程应用所需提供足够的精度以便于快速预测连接部位的力学性能，为多缝耗能装置及抗剪连接键的初步设计提供理论依据，提高设计效率。

表3 连接部位的试验结果与理论计算值对比Table 3 Comparison between test results and theoretical calculation values of connection location

5 装配式梁柱节点简化数值模型

为提高建模及计算效率，同时便于工程分析设计，本节利用SeismoStruct 软件建立装配式梁柱节点的简化数值模型，并通过试验结果验证其准确性。该简化模型可为后续研究装配式RC 框架整体结构抗震性能奠定基础。

利用SeismoStruct 软件建立装配式梁柱节点的纤维杆系模型，如图16 所示。其中，混凝土本构为MANDER 等[24]提出的con_ma 模型，钢筋本构为MENEGOTTO 和PINTO[25]提出的stl_mp 模型，钢材为常用的双线性随动硬化模型。预制混凝土梁、柱构件均为基于力的非线性框架单元[26−27]。由于装配式节点预埋有H 型钢，在整个加载过程中节点始终保持在弹性状态，因此，采用一个弹性面域单元(Panel)来模拟梁柱节点区的力学性能。该装配式节点的简化分析模型如图16 所示。

图16 装配式节点的简化分析模型Fig. 16 Simplified analysis model of the precast joint

柱与节点区之间采用一个零长度的非线性连接单元来连接，并用钢筋混凝土结构中常用的TAKEDA等[28]模型来描述其非线性行为，如图17(a)所示。

图17 非线性连接单元采用的滞回模型Fig. 17 Hysteresis model of nonlinear link element

由图可知，该模型中的关键力学性能参数包括屈服强度My、初始刚度Ky、屈服后与屈服前的刚度比α 以及卸载刚度退化系数(β0和β1)。由于混凝土柱基本保持在弹性范围内，因此，其在塑性阶段的参数取值对分析结果基本无影响，刚度比和卸载刚度退化系数根据现浇节点试件梁破坏的试验结果来校定，其余力学性能参数则通过截面分析软件Xtract 计算得到，结果如表4 所示。

表4 各滞回模型的参数取值Table 4 Parameter values of each hysteresis models

类似地，预制梁与预制柱之间采用一个零长度的非线性连接单元来连接，并用一个三线型trl_sym 滞回模型[29]赋予给该连接单元，用以表征多缝耗能装置及抗剪连接键的力学行为，如图17(b)所示。

在确定trl_sym 滞回模型的力学性能参数时，首先根据前文第4 节提出的计算方法计算得到连接部位的弯矩-曲率关系曲线。然后，将连接部位上部和下部的钢带进入塑性状态(即阶段Ⅲ)后对应于弯矩-曲率关系曲线上的点作为trl_sym 滞回模型的第一拐点。此外，根据试验测量及破坏结果可知，连接部位破坏时抗剪连接键仍处于弹塑性状态，因此，将连接部位处于阶段Ⅴ状态时对应于弯矩-曲率关系曲线上的点作为trl_sym 滞回模型的第二拐点，如图18 所示。

图18 连接部位的弯矩-曲率曲线Fig. 18 Moment-curvature curve of connection location

则三线型trl_sym 滞回模型中各关键点的参数取值可根据弯矩-曲率关系曲线计算得到。在加载后期，钢带出现屈曲、开裂，导致其承载力下降，但由于该三线型trl_sym 滞回模型中规定加载刚度(k0、k1和k2)非负，因此无法考虑连接部位承载力下降的特性，此处第三刚度k2取为k0的1/1000 倍。各滞回模型参数取值的最终计算结果如表4 所示。

图19 为装配式节点简化数值模型计算结果与试验结果在梁端加载点处的力-位移滞回曲线的对比。由图19 可知，由数值模拟分析得到的节点的初始刚度基本与试验结果基本一致，同时，该节点在正负加载方向的峰值荷载与试验结果的误差分别为5.42%和8.36%。总体来看，本文建立的数值模型能够提供较高精度的分析结果，表明该数值模型以及基于连接部位的承载力-变形理论分析来确定连接部位恢复力模型参数取值的方法是合理、准确的。

图19 装配式节点力-位移滞回曲线的对比Fig. 19 Comparison of load-deformation hysteretic curves of precast joint

以该数值模型为基础，模拟分析了不同轴压比(0.18～0.60)对节点力学性能的影响，结果如图20。由图20 可知，在不同轴压比条件下该装配式梁柱节点的力-位移骨架曲线基本无明显变化，受轴压比的影响较小。这主要是因为该节点为梁端塑性铰破坏机制，同时，节点区预埋有H 型钢，可以显著提高节点的力学性能，减小了轴向荷载对该节点的不利影响。