基于干式節點連接的裝配式混凝土框架結構抗震性能評估

潘 峰 時春霞 何 強

上海建工五建集團有限公司 上海 200063

現澆混凝土結構具有施工工程量大、結構耗能多、施工環境差和環境不友好等缺點[1-3]，難以滿足我國高水平城市化發展的需要。為此，我國近年來大力發展裝配式混凝土結構。相比現澆混凝土結構，裝配式混凝土結構具有對施工場地依賴性低、施工效率高且環境較為友好等優點。

裝配式結構在歐美等發達國家的應用較廣[4]。其中，較為典型的裝配式結構形式包括：意大利地區應用廣泛的BSAIS工業化建筑體系、美國應用較為廣泛的LSFB輕型鋼框架建筑體系和Conxtech鋼框架體系[5]，以及日本積水住宅株式會社研發的Sekisui和Toyota Homes住宅體系[6]。隨著我國政府和相關部門對裝配式結構的不斷關注和大力推廣，我國近年來在裝配式新結構的研發和應用方面取得了一系列成果。例如：低層冷彎薄壁型鋼龍骨式住宅[7]和北新集團提出的薄板鋼骨建筑體系[8]。

在混凝土結構中較常采用的現存結構體系中，裝配式混凝土框架結構近年來得到了廣泛關注。對于裝配式混凝土框架結構而言，如何解決混凝土梁柱節點的預制和裝配問題十分重要。目前，裝配式混凝土結構要求“等同現澆”。因此，確保裝配式混凝土梁柱節點的剛度和強度意義重大。裝配式混凝土框架結構的節點可分為干式連接和濕式連接2種。其中，干式連接是指預制混凝土梁、柱在節點區通過預埋連接件，采用焊接和螺栓等方式進行連接。濕式連接是在預制構件中預留鋼筋，施工時將這些鋼筋相互綁扎或焊接并澆筑混凝土相連。干式連接具有施工簡潔、施工條件簡單、后期維護方便等特點，得到了研究和工程人員的廣泛青睞。

1 預制混凝土梁柱干式節點的快速連接技術

借鑒文獻[9]，本文提出了一種預制混凝土梁柱干式混合節點，如圖1所示。其中，圖1（a）為一個典型梁柱干式連接節點的幾何尺寸，圖1（b）為梁柱干式連接節點的連接處詳細構造，圖1（c）為連接板的尺寸。

由圖1可見：本項目提出的裝配式混凝土框架結構梁柱干式節點是一種階梯形式的節點，預制部分主要由帶外伸階梯梁的預制混凝土柱和預制階梯形混凝土梁兩部分組成。為確保節點連接處具有足夠的剛度和強度，梁柱節點采用S10.9級M18型高強螺栓連接。

圖1 梁柱干式節點設計與尺寸

為方便后續數值模擬，該節點的施工步驟如下：

1）搭接定位：將預制式階梯狀梁柱節點的階梯式梁端與已預制好的柱的階梯式梁端進行搭接。

2）螺栓安裝：將柱的外伸階梯梁端和階梯形梁進行螺栓連接，其中螺栓通過預留孔洞進行安裝。

3）防水處理：在階梯裝配的豎直縫隙位置填充密封材料用以防水。密封材料可采用發泡聚乙烯棒和建筑結構防水膠，發泡聚乙烯棒位于內側，外側為建筑結構防水膠。

2 預制混凝土梁柱干式節點的滯回性能研究

2.1 基于Abaqus軟件的有限元建模

本文采用Abaqus軟件平臺[10]進行數值模擬研究。在Abaqus建模中，將本文提出的干式節點分為以下幾部分：梁-柱節點核心區、邊梁、縱向鋼筋、橫向鋼筋、連接鋼板和螺栓。其中，梁-柱節點核心區、邊梁、連接鋼板和螺栓均采用實體（Solid）建模方式；橫向鋼筋和縱向鋼筋均選擇線（Wire）建模方式。混凝土本構關系采用GB 50010—2010《混凝土結構設計規范》提出的混凝土單軸受壓和受拉本構模型。鋼筋、鋼板和螺栓的本構關系均采用雙折線隨動強化模型，該強化模型采用了Von Mises屈服準則、隨動強化準則、關聯流動法則。邊梁，螺栓和連接鋼板均采用C3D8R減縮積分單元，該單元采用8節點線性減縮積分。鋼筋選擇T3D2桁架實體單元。邊梁與梁柱核心區的網格尺寸采用50 mm，采用結構化網格劃分方法。螺栓采用掃掠中性軸網格劃分辦法，網格尺寸為5 mm。連接鋼板分為2種方法劃分網格，在螺栓孔和鋼筋孔附近，采用掃掠中性軸網格劃分辦法，而在其余部位，采用結構化網格劃分辦法，網格尺寸為5 mm。對于鋼筋，縱向鋼筋網格尺寸為100 mm，箍筋網格尺寸為30 mm。在節點裝配中，螺栓軸與連接板孔共軸，且螺帽與連接板面共面。鋼筋穿過連接板，認為其在連接板位置斷開，即鋼筋穿過連接板后將鋼筋與連接板焊接。

對接觸行為的模擬方式為：鋼筋與混凝土之間嵌固約束；連接鋼板與混凝土之間嵌固約束；螺栓與連接鋼板接觸面采用綁定接觸；螺栓頭和螺帽與混凝土之間嵌固約束；裝配連接處的階梯表面之間的相互作用設置為表面與表面接觸，其中，接觸屬性中的切向行為摩擦公式采用“罰”。通過模型試算及結合已有研究結果，保證精度與收斂性的平衡，確定本文采用的摩擦因數為0.3；鋼筋與連接鋼板之間采用嵌固約束。

在初始分析步中，柱頂設置為鉸接。在柱頂約束住X和Y兩個方向的位移和Y和Z兩個方向轉角。柱頂可在Z方向發生壓縮變形，柱底也設置為鉸接。在柱底的參考點施加邊界條件，約束住X、Y、Z三個方向位移和X和Y兩個方向的轉角。梁端視為自由端，分別對梁端參考點施加反對稱往復位移。在分析第一步中施加軸向荷載，取軸壓比為0.2，施加荷載為1 029.6 kN。在分析的第二步施加往復荷載。在左邊梁端施加正向荷載，在邊梁端施加負向荷載，荷載施加過程為位移控制。

2.2 滯回性能分析

圖2為預制節點和現澆節點的應力云圖。對比發現：預制節點和現澆節點的Mises應力分布大體一致。對于鋼筋應力，預制節點和現澆節點存在一定差異。具體而言，預制節點的鋼筋應力最大值主要分布在節點核心區的梁縱筋上以及與連接鋼板相焊接附近的外加裝配梁的縱筋上。

圖2 現澆和裝配式節點的應力云圖

滯回曲線能夠反映試件在往復加載過程中的變形、剛度及耗能情況，是研究試件抗震性能的基礎。圖3給出了現澆和裝配式節點滯回曲線。

圖3 裝配式和現澆節點的滯回曲線對比

基于數值模擬獲得的裝配式和現澆節點滯回曲線，本文從以下8個方面分析和對比現澆和裝配式節點的滯回性能，包括：屈服位移Δy、屈服荷載Fy（對應Δy的荷載）、峰值荷載Fmax、峰值變形Δmax（對應Fmax）、延性系數μ、累積耗能Esum、平均耗能系數λc（構件屈服后一個滯回環平均耗能）、等效黏滯阻尼系數he，如表1所示。由表1可知，當現澆節點與預制節點的加載位移分別達到35.712 mm與39.188 mm時，此時兩類節點分別進入屈服階段。隨著位移的增大，荷載-位移曲線不再呈現塑形特性，兩類節點的滯回曲線均發生彎折，曲線斜率也隨之減小，滯回曲線包圍的面積逐漸增大。現澆節點與預制節點的耗能參數比較接近，且各耗能參數均表現良好。綜上所述，本文提出的干式裝配式節點與現澆節點的滯回性能十分接近，實現了“等同現澆”的設計要求。

表1 裝配式和現澆節點的滯回性能參數對比

3 基于干性節點連接的裝配式混凝土框架結構抗震性能評估

3.1 結構設計

某工程為5層3跨鋼筋混凝土框架結構，平面和立面布置如圖4、圖5所示。結構底層層高為3.9 m，其余層高為3.3 m，總高17.1 m。選取一榀平面框架作為研究對象。該結構的基本設計資料包括：基本風壓為0.4 kN/m2，地面粗糙度為C類，基本雪壓為0.3 kN/m2，標準層活荷載為2.0 kN/m2，標準層恒荷載為4.5 kN/m2。采用不上人屋面，板厚為120 mm，屋面恒荷載為7.0 kN/m2。抗震設防烈度為7度（0.15g），地震分組為第1組，場地類別為Ⅱ類，場地特征周期為0.35 s。梁、柱主筋等級為HRB335，箍筋等級為HPB235，混凝土等級為C30。典型截面配筋如圖6所示。

圖4 結構平面布置

圖5 結構立面布置

圖6 梁柱截面配筋

3.2 基于Pushover軟件的結構抗震性能分析

本節參照2.1節的建模方式，采用Abaqus軟件建立裝配式鋼筋混凝土框架結構的有限元模型。基于Pushover分析方法，利用倒三角側向加載模式，采用位移控制加載，分別進行了現澆和裝配式混凝土框架結構的Pushover分析，得到現澆與裝配式框架結構的Pushover曲線對比結果，如圖7所示。由圖7可知：2種結構在彈性階段差別不大，新型裝配式結構的極限承載力略低于現澆式框架結構。在極限承載力后的退化階段，裝配式結構性能退化比現澆框架結構明顯。基于裝配式與現澆框架結構的Pushover曲線，依據等能量原則計算得到的結構屈服點、峰值點與85%峰值點的坐標如圖8與圖9所示，并列于表2。由表2可知，現澆結構的屈服點承載力比裝配式結構要高12 kN，現澆結構的極限承載力比裝配式結構多出4.9%。綜上所述，裝配式混凝土框架結構的抗震性能表現良好，與現澆結構相比，屈服承載力與峰值承載力削弱不多，但是裝配式框架結構的延性低于現澆式。

表2 框架結構的抗震性能系數

圖7 現澆和裝配式框架結構的Pushover曲線

圖8 裝配式框架結構Pushover曲線

圖9 現澆框架結構Pushover曲線

3.3 基于時程分析的結構抗震性能分析

本文選取EI-Centro地震波作為輸入地震波，最大地面峰值加速度PGA為0.29g，時間間隔取0.02 s，作用時間為128 s。

以EI-Centro地震波作為輸入，基于Abaqus有限元分析平臺，分別對5層的現澆與裝配式結構進行非線性時程反應分析，得到結構的頂點位移、頂點加速度和頂點速度時程曲線，如圖10～圖12所示。

圖10 裝配式和現澆結構頂點位移時程

由圖10可知：現澆結構頂點位移最大值為53.39 mm，發生時刻為31.44 s；裝配式結構頂點位移最大值為65.88 mm，發生時刻為54.64 s。這一結果表明在相同地震動輸入作用下，裝配式結構的頂點位移要略高于現澆結構，位移峰值相差23.39%。

由圖11可知：現澆框架結構頂層最大加速度為0.143 5g，發生時刻為31.5 s。然而，裝配式結構頂層最大加速度為0.115 8g，發生時刻為53.84 s。這一結果表明在相同地震動輸入作用下，裝配式結構的峰值頂層加速度小于現澆結構，加速度峰值相差23.92%。此外，裝配式框架結構在30～65 s區間的頂層加速度處于較高水平且波動不明顯，此區間裝配式結構的頂層加速度普遍大于現澆結構。

圖11 裝配式和現澆頂點加速度時程

由圖12可知：現澆框架結構頂層最大速度為255.60 mm/s，發生時刻為31.68 s；裝配式結構頂層最大速度為244.93 mm/s，發生時刻為54.16 s。這一結果表明在相同地震動輸入作用下，裝配式結構的頂層峰值速度小于現澆結構，相差4.35%。此外，裝配式結構在35～65 s區間的頂層速度較高且波動不明顯，此區間裝配式結構的頂層速度大于現澆結構。

圖12 裝配式和現澆結構頂點速度時程

圖13給出了現澆與裝配式結構在EI-Centro地震波作用下的彈塑性層間位移角隨樓層變化曲線。由圖13可知，裝配式框架結構的層間位移角普遍高于現澆結構。其中，裝配式結構的最大層間位移角為0.48%，發生在第1層。然而，現澆結構的最大層間位移角為0.38%，發生在第2層，且其樓層剛度突變現象與裝配式結構相比并不明顯。

圖13 裝配式和現澆結構最大層間位移角分布

4 結語

本文提出了一種混凝土梁柱干式連接節點，對其滯回性能進行了分析，并進一步針對采用干式梁柱連接節點的裝配式混凝土框架結構的抗震性能進行了數值模擬研究。通過與現澆混凝土梁柱節點和現澆混凝土框架結構的分析對比，結果表明：本文采用的混凝土梁柱干式連接節點的滯回性能與現澆節點的滯回性能幾乎一致，滿足“等同現澆”的要求；采用干式梁柱連接節點的裝配式結構的抗震性能良好，干式連接對結構整體抗震承載力和延性的削弱程度有限，滿足抗震要求。