人工消能塑性鉸構造低周往復試驗研究

馬哲昊，張紀剛,1b，梁海志,1b，李蘆鈺

(1. 青島理工大學 a.土木工程學院；b.藍色經濟區工程建設與安全協同創新中心，山東 青島 266033；2.大連理工大學 土木工程學院，遼寧 大連 116024)

隨著中國進入高質量發展的階段，裝配式建筑因其環保、高效等特點將成為未來建筑發展的主流形式。其中，裝配式混凝土框架結構傳力途徑清晰，裝配效率高，是近年來應用發展較快的裝配式建筑體系之一[1]，但仍面臨一系列挑戰，相較于傳統現澆框架結構，裝配式混凝土框架節點的整體性相對不足，導致其對于抗震性能的需求更高。因此，許多學者提出了多種適應裝配式特點的抗震框架節點形式，并對此展開研究，包括通過預應力筋[2-5]、螺栓連接及焊接連接等[6-9]方式的梁柱節點。其中，李向民等[10]提出一種預埋高延性連桿的裝配式節點并進行試驗研究，結果表明，該節點承載力和延性均高于現澆節點。程萬鵬等[11]提出一種預埋鋼骨焊接連接的裝配式節點并進行擬靜力試驗研究，結果表明，該節點承載力約為普通節點的3倍。Eom等[12]對若干種改變梁端配筋以實現塑性鉸轉移的裝配式混凝土節點進行試驗研究，結果表明，該構造可有效減少縱筋在節點區域內的滑移，增強節點耗能能力。Qiong等[13]提出一種梁端通過預埋U型槽，螺栓連接的裝配式混凝土節點并進行試驗研究，結果表明，該節點可實現梁鉸屈服機制，具有良好的抗震性能。上述研究表明，通過節點構造措施可使裝配式節點具有“等同”或“高于”現澆節點的抗震性能，但在節點耗能能力、損傷控制及損傷構件可更換方面仍有提升空間。

為此，筆者提出了一種人工消能塑性鉸構造(Artificial Plastic Dissipative Hinge，ADPH)。相比傳統的鋼筋混凝土梁柱構件中形成的塑性鉸，該構造可以控制塑性損傷集中在可裝配更換的附加鋼板上，從而保護節點核心區域，并通過附加鋼板彎曲耗能，同時實現結構裝配式施工、耗能構件的震后可更換。圍繞上述構造形式，對附加不同鋼板的人工塑性鉸進行低周往復加載試驗，驗證其塑性鉸外移及損傷控制的機制，并對比研究附加鋼板截面及構造形式對耗能能力的影響，并提出合理的附加鋼板的構造形式。

1 人工消能塑性鉸構造

1.1 構造設計

人工消能塑性鉸構造是由機械鉸接裝置和附加鋼板兩部分組成，附加鋼板的左右兩端設有螺栓孔，同時，機械鉸上下端板有對應的開孔，如圖1所示。在梁、柱構件澆筑前，預先將機械鉸和端板分別與梁、柱內的縱筋網焊接固定；裝配安裝時，將預埋有鉸接頭的梁吊裝至柱端對齊，完成安裝，然后將附加鋼板通過螺栓安裝于機械鉸上下。

傳統鋼筋混凝土框架的耗能能力及延性主要依靠梁、柱構件上產生的塑性鉸變形實現，在地震往復作用下，柱表面處梁上的鋼筋易屈服并傳遞到節點核心區域，導致粘結破壞，大大降低了節點的滯回性能，容易使塑性鉸喪失承載力，形成近似于理想鉸的機械鉸[14]。設置人工消能塑性鉸，則可以避免上述問題，為保證人工消能塑性鉸在地震作用下有效產生延性轉動，耗散地震能量，需使其先于相鄰的梁構件進入塑性狀態。

1.2 承載力設計

圖2為人工消能塑性鉸框架梁端的受力分析，由圖可知，人工消能塑性鉸的轉動是通過附加鋼板中段彎曲變形實現，因此，將附加鋼板中段的截面屈服彎矩作為人工消能塑性鉸設計屈服承載力。

參考Calado等[15]、Valente等[16]的研究，引入屈服彎矩降低系數γ對人工消能塑性鉸進行承載力設計[17]，如式(1)，其中，ADPH附加鋼板中部耗能段截面屈服承載力可根據《鋼結構設計規范》(GB50017—2017)受彎梁截面設計，計算如式(2)，ADPH截面設計剛度與梁截面剛度相同，通過調整截面的幾何參數和材料強度等參數對人工消能塑性鉸承載力進行設計。

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2 試驗研究

2.1 試件設計

試驗目的是在滿足可裝配、可更換的基礎上研究人工消能塑性鉸構造的塑性損傷控制效果，及對比不同形式的附加鋼板的承載力及滯回性能。

人工消能塑性鉸構造采用1∶2.5縮尺，具體尺寸如圖3所示，機械鉸及構造加載梁采用NM400高強度鋼材制作，附加鋼板采用Q235B鋼材，螺栓采用M20高強螺栓。附加鋼板試件共制作8組，其中A類為開縫鋼板，B類為槽型開縫鋼板，開縫形式分為分段開縫和不分段開縫，開縫寬度為10、20 mm，厚度為6 mm。例如，試件編號B20f表示附加鋼板為槽型，中部分段開縫，縫寬度為20 mm，各個附加鋼板試件如圖4所示。

圖3 人工塑性鉸構造(mm)Fig.3 Artificial dissipative plastic hinge configuration(mm)

圖4 附加鋼板試件Fig.4 Detachable plates specimens

2.2 加載方案及加載制度

試驗在青島理工大學結構試驗室進行，如圖5所示，包括反力架、人工消能塑性鉸構造和豎向液壓加載系統。人工消能塑性鉸構造通過端板與反力架剛接，豎向作動器與加載梁連接，對構造施加低周往復荷載，加載設備為MTS-100 kN高性能線性作動器，同軸安裝有LVDT位移傳感器，位移范圍250 mm。

以此，對裝有可更換附加鋼板試件的節點構造進行低周往復加載試驗，試驗采用位移控制的方式加載，根據有限元模擬結果，以屈服位移Δy為增量，每級循環2次。本試驗為破壞性試驗，當附加鋼板出現明顯破壞時或梁端荷載下降到峰值荷載的85%以下時，停止加載，試驗終止，并更換附加鋼板。

3 試驗結果分析

3.1 試驗現象及破壞模式

對8組試件加載過程中的變形情況和實時滯回曲線進行觀察，以A20試件為例，試驗加載初始階段，荷載位移曲線呈線性變化，鋼板與梁段間沒有出現相對滑移；加載至第2級(±1.2%)時，螺栓連接位置發出響聲，實時滯回曲線中反映出明顯的滑移現象，滑移荷載較小；當加載至第3級(±1.8%)時，鋼板中部出現明顯屈曲現象，且鋼板已有部分進入塑性階段，如圖6(a)所示；在此后逐級加載中，鋼板一側保持受壓屈曲狀態，另一側保持受拉狀態；加載至第7級(±4.2%)時，試件實時荷載-位移曲線開始升高，附加鋼板的螺栓與孔壁之間出現擠壓現象；在加載至第10級(±6%)時，附加鋼板塑性區域不斷擴展，隨著殘余變形的進一步增大，荷載-位移曲線出現拐點，荷載出現下降段，鋼板件與梁段的滑移仍然存在；加載至第13級(±7.8%)時，如圖6(b)所示，下側鋼板中部截面發生斷裂，停止加載。

圖6 試驗現象Fig.6 Test phenomena of ADPH

相較于A類鋼板，B類鋼板的承載力及抗彎剛度明顯提高。以B20f為例，在前4級(±2.4%)加載過程中，未見鋼板有明顯變化，沒有明顯屈曲現象，僅在鋼板開縫部分出現輕微鼓屈，持續至第12級(±7.2%)時，鋼板中部開縫處出現明顯屈曲，如圖6(c)所示，荷載-轉角骨架曲線出現拐點，此后趨于平穩，加載至第13級(±7.8%)時，鋼板中部嚴重屈曲，如圖6(d)所示，直至第15級(±9%)時，鋼板中部開縫處有一段截面撕裂，停止加載。其中，A20f試件由于加工誤差造成板材存在初始缺陷，導致該鋼板負向加載時過早屈曲，荷載突然降低停止加載。其余試件試驗現象大致相似，最終破壞形式均為附加鋼板中部鼓曲嚴重導致的中部開縫位置撕裂破壞，由于篇幅限值，在此不再贅述。

3.2 滯回曲線

圖7為8組試件的梁端彎矩-轉角滯回曲線，可見8組試件滯回曲線規律基本相似，在加載過程中均有滑移段出現，主要原因在于，往復加載過程中，附加鋼板與梁接觸的摩擦面不斷磨損，降低了表面間的抗滑移系數。其次，螺栓與梁段孔徑存在一定加工誤差。

圖7 試件滯回曲線Fig.7 Moment rotation diagrams

觀察圖7可見，A類試件滑移量較大，且滑移段明顯，滯回曲線成Z型。相比之下，B類鋼板滑移量明顯較小，滯回曲線相較A類鋼板更加飽滿，滯回曲線形狀接近梭型。與傳統鋼筋混凝土構件中形成的塑性鉸相比，采用B類槽型鋼板的人工消能塑性鉸具有更飽滿且穩定的滯回曲線。A20f試件滯回曲線圈數相較其余試件明顯較少，原因同上，由于板材存在初始缺陷，導致該鋼板負向加載時因過早屈曲破壞而停止加載。

3.3 耗能能力

以8組附加鋼板試件的滯回環包絡面積作為試件總耗能的參考依據，表1為8組附加鋼板試件的極限彎矩及總耗能。經計算可知，B類試件累積耗能總量相對于A類試件有較大提高，平均總耗能提升92%；采用分段開縫的鋼板相對不分段開縫的鋼板總耗能提升30.7%；開縫寬度10 mm的鋼板相對開縫寬度20 mm的鋼板總耗能提升19.2%。

表1 試件總耗能及極限彎矩Table 1 Energy dissipation and maximum moment of specimens

同時，采用等效粘滯阻尼系數he對附加鋼板的耗能能力進行評價，等效粘滯阻尼系數he越大，表示耗能效率越高，he為某循環滯回環包圍的面積與滯回環卸荷段至橫坐標軸之間三角形面積之比，he計算示意如圖8(a)所示，計算如式(3)所示。

(3)

式中：Ed為某循環滯回環包圍的面積；SOAG和SODH為滯回環卸荷段至橫坐標軸之間三角形面積。圖8(b)為8組鋼板試件的he，可見，A類試件總體趨勢較為一致，在加載的前5級(±3%)，he不斷提高，附加鋼板的耗能能力逐漸達到最大，但隨著構件塑性損傷的不斷累積和板件的受壓屈曲以及滑移的影響，he開始減小，耗能效率不斷降低，例如A20試件he在第2級第1圈達到最大值，隨即下降較快。相比A類鋼板，B類鋼板he最大值小于A類，但he隨著加載逐漸提高，在第6級(±3.6%)后提高至較高水平并保持平穩。

圖8 等效粘滯阻尼系數Fig.8 Equivalent viscous damping coefficient

綜上，在人工消能塑性鉸構造下，B類鋼板總體耗能能力強于A類，開縫寬度、截面形式和接觸面摩擦系數將影響節點耗能總量。

3.4 骨架曲線

將8組附加鋼板的彎矩-轉角骨架曲線進行對比，如圖9所示。可見，正向加載和反向加載的骨架曲線并不完全對稱，這是由于附加鋼板拼接區域存在安裝誤差。

圖9 試件骨架曲線Fig.9 Skeleton curves of specimens

承載力方面，觀察骨架曲線可見，B類槽型鋼板由于邊緣經過彎折，提高了鋼板平面外抗彎剛度，使得受壓鋼板未出現過早屈曲，承載力明顯大于A類鋼板，且承載力退化慢，滑移量相對較小；分段及開縫寬度小的試件承載力相對略有提高。

延性方面，根據《建筑抗震試驗規程》(JGJ/T 101—2015)，延性系數μ用試件極限荷載相應的變形值與屈服荷載相應的變形值的比值表示，用來反映試件塑性變形能力。表2為8組試件的延性系數，可見8組試件的延性系數均大于5，滿足抗震設計中RC節點梁端延性系數不小于4的要求。其中，A類鋼板試件屈服轉角約為1.2%，極限轉角均達到7%以上，而B類鋼板屈服轉角約1.9%，極限轉角均達到10%以上，B類試件極限轉角相較于A類試件平均提高23.5%以上。同時，分段開縫及開縫寬度對試件的極限轉角及延性系數影響不大。綜上可知，相較于傳統鋼筋混凝土框架梁端形成的塑性鉸，人工消能塑性鉸的極限轉動能力明顯提高，延性也有明顯提高。

表2 延性系數Table 2 Ductility factor of specimens

3.5 剛度退化

圖10為8組試件的剛退化曲線，可見8組試件在正、負加載方向的剛度退化規律大致相同，試件剛度退化的原因主要是由于附加鋼板與加載梁端板之間螺栓連接位置的滑移以及附加鋼板中部耗能段的塑性變形和損傷累積所致。

由圖10可知，A類試件在轉角處于±1.2%至±2.4%時退化較快，而B類試件整體剛度明顯高于A類試件，且剛度退化相對平穩，在轉角達到±2.4%之后，仍保持一定的抗彎剛度，可見B類試件采用冷彎折邊形式的槽型鋼板可有效提高剛度，減緩剛度退化速度；相較不分段開縫試件，分段開縫試件剛度略有提高，退化速度相對較慢，開縫寬度則對試件剛度退化速度影響相對較小。

圖10 剛度退化曲線Fig.10 Stiffness degradation curves

B類試件中B20f、B20試件的剛度在加載初始時較低，在加載初期的±1.8%內剛度有提高，之后開始退化降低，原因在于B類試件采用的槽型冷彎折邊形式導致鋼板存在一定初始曲率，因而影響初始剛度及其退化，且梁端與鋼板之間摩擦面的損傷對初始剛度也有影響，但加載中、后期試件正、負向剛度基本相同。

4 數值模擬分析

4.1 有限元模型

使用OpenSEES[18]軟件對人工塑性鉸構造建立簡化有限元模型，以模擬該構造的滯回行為，為后續基于該構造的節點及框架結構模擬提供依據。圖11(a)為人工消能塑性鉸模型。加載梁端及反力架柱端均采用彈性梁單元模擬，附加鋼板及機械鉸部分采用零長度單元 Zero Length模擬，通過該零長度單元連接左、右梁單元，釋放節點2與節點3加載方向的彎矩，并賦予該單元符合非線性本構及滯回準則的彎矩-轉角關系，且左右節點2與節點3其余自由度均相等。

圖11 人工消能塑性鉸構造有限元模型Fig.11 ADPH OpenSEES model

上述零長度非線性轉動彈簧單元采用非線性Hysteretic[19]本構模型，該材料模型的骨架曲線如圖11(b)所示，可以模擬鋼材在往復加載過程中的剛度退化及滑移導致的滯回曲線捏縮，該本構模型的骨架曲線由正負向的3個數據點確定，依據人工消能塑性鉸構造的試驗結果，將試驗骨架曲線中3個關鍵點數坐標值輸入該本構模型。

4.2 有限元模擬與試驗結果對比

采用通過上述方法建立的OpenSEES簡化模型模擬B類鋼板試件的低周往復加載試驗，圖12為有限元模擬結果與試驗結果的滯回曲線對比。可以看出，在試件的模擬結果中，模擬的骨架曲線與試驗所得骨架曲線吻合較好，其剛度退化及滑移導致的捏攏規律基本相符。可見，采用Hysteretic本構模型的零長度單元可以在宏觀上較為準確地模擬人工消能塑性鉸構造的滯回行為，為下一步基于該構造的裝配式節點及框架結構的抗震性能分析研究提供依據。

圖12 OpenSEES模擬Fig.12 OpenSEES simulation

5 結論

1)人工消能塑性鉸構造的破壞模式為附加鋼板受壓屈曲后開縫截面位置撕裂破壞。

2)相比傳統鋼筋混凝土框架梁端形成的塑性鉸，人工消能塑性鉸構造具有更穩定的滯回特性、良好的延性及極限轉動能力，能有效實現損傷控制。

3)OpenSEES軟件中采用非線性Hysteretic本構模型的零長度單元可以較好地模擬人工消能塑性鉸的滯回行為。