可恢復預制裝配式RC 梁柱節點抗震性能研究

黃 煒，胡高興

(1. 西安建筑科技大學土木工程學院，陜西，西安 710055；2. 西安建筑科技大學結構工程與抗震教育部重點實驗室，陜西，西安 710055)

目前，現澆混凝土結構在環境污染、勞動力成本增加、施工效率不高、構件品質難以保證等方面的問題日益突出，已難以滿足當前行業發展的實際需求。在此背景下，裝配式混凝土結構因其具有節能環保、工業化生產、施工高效等優點而受到大力推廣。但在近年歷次地震(如：1994 年美國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)中對裝配式結構的震害調查發現，部分裝配式建筑結構的破壞較為嚴重，其主要表現為預制構件之間的連接不可靠導致預制梁、板等構件脫落，最終引起結構倒塌。因此，為改善裝配式結構的抗震性能，國內外相關研究人員針對裝配式結構預制構件之間的連接問題進行了長期大量的研究。目前，常見的各類濕式連接形式[4? 8]雖能提供較好的抗震性能，但沒有考慮結構震后損傷修復的問題。采用這類連接形式雖然能夠實現結構“大震不倒”的設防目標，但結構在震后出現破壞以及建筑使用功能喪失時將導致巨大的經濟損失，給人們的正常生產、生活造成嚴重的不利影響。在此背景下，研究人員提出了一種可恢復功能防震結構體系[9]，其主要目的是在保證人民生命財產安全的前提下，快速恢復建筑結構在震后的正常使用功能，并盡可能降低經濟損失。

通過設置可更換耗能部件，使損傷和破壞集中在可更換構件上從而保護主體結構，是實現結構震后快速恢復功能的重要方法之一[9]。基于這一設想，MORGEN 和KURAMA[10?11]、 KOSHIKAWA[12]以及SONG 等[13]設計了一種摩擦耗能裝置，并將其安裝在預應力裝配式梁柱節點區。研究結果表明：該摩擦裝置可以提供較大的耗能能力，同時保持結構自復位的能力。BELLERI 等[14]在裝配式門式剛架的梁柱節點鉸接區設置了一個微型自復位裝置和一個耗能裝置，用于提高結構的自復位能力和耗能能力。XU 等[15]設計了一種鋼連接器用于預制混凝土梁柱構件的連接，但由于梁端加載位置處的混凝土開裂破壞導致鋼連接器未能充分發揮其塑性耗能能力。王萌等[16]對一種采用低屈服點鋼組件連接的鋼框架節點進行了數值模擬分析，結果表明：該連接形式可以實現結構損傷位置集中可控的目的，但其是否適用于裝配式混凝土結構有待進一步驗證。李祚華等[17]提出了一種采用削弱型鋼板阻尼器連接的裝配式RC 梁柱鋼質節點，并通過試驗驗證了其有效性。該鋼板阻尼器設置在梁端截面的左右兩側，最終表現出不可控的平面外屈曲失效破壞，因此，該阻尼器還有待進一步優化以便于工程設計應用。顏桂云等[18? 19]提出了一種類似的裝配式RC 梁柱鋼質節點，并將削弱型鋼板阻尼器設置在梁截面的上下部。試驗結果表明：該節點具有較好的抗震性能且能夠實現節點在震損后快速恢復其功能的目的。但該鋼板阻尼器設置在梁端上下部，在一定程度上影響了樓板的布置，且該阻尼器由于根部焊縫開裂并出現平面外屈曲失效，導致節點的承載力在達到峰值后下降較快。

以上研究主要圍繞裝配式節點的損傷可控及震后快速恢復展開，節點的連接形式以及可更換裝置的幾何構造多樣，部分形式仍有待進一步優化改進。為保證裝配式結構抗震安全且便于工程設計和應用，裝配式梁柱節點不僅應具有良好的抗震性能，同時，還應確保其傳力路徑清晰明確，破壞機制合理可控，結構分析設計有理可循，且工程適用性較強。鑒于此，本文在現有裝配式梁柱連接節點的基礎上進行進一步優化，提出了一種損傷及破壞模式可控且易于結構震后快速修復的裝配式RC 梁柱節點，并通過試驗研究了其抗震性能。然后，從理論上推導了梁柱節點連接部位的承載力-變形關系，并利用SeismoStruct 軟件建立了裝配式梁柱節點的簡化數值分析模型，可為后續研究此類裝配式結構的抗震性能和工程分析設計奠定基礎。

1 節點構造

該裝配式梁柱節點主要由多縫耗能裝置、鋼部件D1 和D2(由一個H 型鋼，一個端板和兩個耳板依次焊接而成)和抗剪連接鍵等部件通過高強螺栓連接而成。其中，為便于連接，鋼部件D1 和D2 分別被預埋在預制柱、梁構件中。

在進行梁柱節點裝配時，首先將抗剪連接鍵放置在鋼部件D1 和D2 之間，然后將多縫耗能裝置放置在兩耳板的外側，最后利用高強螺栓將其固定在耳板上完成組裝，如圖1 所示。其中，抗剪連接鍵的主要目的是為連接部位提供足夠的抗剪承載力，而多縫耗能裝置則主要通過鋼材的塑性變形為節點提供足夠的抗彎承載力和變形能力。該裝配式梁柱節點的設計目的是期望節點在地震作用下的損傷主要集中在耗能裝置上，通過直接更換耗能裝置來實現結構震損后快速修復的目的。

圖1 裝配式RC 梁柱可恢復連接節點構造Fig. 1 Construction of earthquake-resilient precast RC beam-column joint

2 試驗概況

2.1 試件設計

為驗證該梁柱節點的有效性，首先按照中國抗震規范要求設計了一個足尺比例的現澆節點試件作為對比分析，然后，設計了一個相同截面尺寸和配筋的裝配式邊節點試件，如圖2 所示。

圖2 裝配式RC 梁柱邊節點構造及配筋 /mmFig. 2 Geometric and reinforcement arrangement of precast RC beam-column side joint

現澆節點試件和裝配式節點試件的梁截面尺寸均為250 mm×350 mm，受拉、受壓區縱筋均為3 18，梁長1750 mm；柱截面尺寸為350 mm×350 mm，截面縱筋共布置12 20，箍筋直徑為10 mm。縱筋和箍筋等級均為HRB400。

根據裝配式節點最大承載力和初始剛度與現澆節點相匹配的原則，通過多次試算最終確定了抗剪連接鍵和多縫耗能裝置的幾何構造和尺寸，如圖3 所示。

圖3 多縫耗能裝置及抗剪連接鍵的構造及尺寸 /mmFig. 3 Geometric and size of multi-slit energy dissipation device and shear connection key

多縫耗能裝置的平面尺寸為540 mm×290 mm，厚度為16 mm，其細部構造如圖3(a)所示。抗剪連接鍵的細部構造如圖3(b)所示，其抗剪承載力主要由中部翼緣提供，兩端主要起固定作用。抗剪連接鍵、多縫耗能裝置以及耳板之間通過10.9級高強螺栓M20 進行連接。

2.2 材料力學性能

各預制構件的混凝土均為C40 商品混凝土，其立方體抗壓強度平均值為42.73 MPa，彈性模量為3.3×104MPa。多縫耗能裝置與抗剪連接鍵均由普通Q235 鋼材制成。根據中國現行標準《金屬材料拉伸試驗第1 部分：室溫試驗方法》(GB/T 228.1?2010)[20]測得Q235 鋼板和鋼筋的力學性能指標如表1 所示。

表1 材料力學性能Table 1 Mechanical properties of materials

2.3 試件加載

試驗加載裝置如圖4 所示。預制混凝土柱水平放置，并在柱兩端的頂、底部分別放置圓形鋼棒，然后用鋼壓梁壓緊固定在地面上，實現柱端的鉸接模擬。此外，在柱的兩端部分別放置一個鋼板，其中一端再放置一個液壓千斤頂，并用螺栓桿施加預緊力將柱夾緊。最后通過調節液壓千斤頂的壓力來控制柱頂軸向荷載的大小。

圖4 試件加載裝置Fig. 4 Specimen loading device

試驗加載前，先在柱頂施加620 kN 軸力，試驗軸壓比為0.18。然后，根據ACI T1.1-01[21]規范的建議，在混凝土梁自由端水平方向施加由位移角控制的循環荷載，每級位移循環三圈。各級加載位移轉角分別為±0.15%、±0.20%、±0.25%、±0.35%、±0.50%、±0.75%、±1.00%到±5.50%間距為0.50%，直至試件荷載下降至峰值荷載的85%以下時停止加載。

3 試驗結果及分析

3.1 試件破壞現象

現澆節點和裝配式節點的裂縫分布及最終破壞結果如圖5 所示。

由圖5(a)可知，當水平加載位移轉角達到0.25%時，靠近節點區的梁端混凝土開始出現微小的彎曲裂縫。隨著加載位移逐漸增大，彎曲裂縫分布進一步擴大。當加載位移轉角增加到4.50%時，混凝土柱基本完好，無肉眼可見裂縫，但梁端混凝土破損嚴重，大量混凝土剝落，縱筋外露。試驗結果表明：該現澆節點為典型的梁端塑性鉸破壞機制。

圖5(b)為裝配式節點試件的最終破壞結果。由圖5(b)可知，當水平加載位移轉角達到1.50%時，在距離梁端約400 mm 處的混凝土梁上首先出現了微小的彎曲裂縫。隨著位移逐漸增大，混凝土梁上的微裂縫長度略有延長，裂縫數量無明顯增加，這主要是因為預制混凝土梁中預埋有H 型鋼，有效抑制了裂縫的發展。當加載位移轉角達到4.50%時，多縫耗能裝置最外側的鋼帶開始出現斷裂，最終導致試件承載力顯著下降。試驗結果表明：該裝配式節點的破壞主要集中在多縫耗能裝置的鋼帶上，混凝土柱無明顯可見裂縫和變形，混凝土梁上除僅有少量的細小裂縫外無明顯損傷。

圖5 試件裂縫分布及最終破壞結果Fig. 5 Crack distribution and final failure result

3.2 荷載-位移滯回曲線

圖6 試件的力-位移滯回曲線Fig. 6 Force-displacement hysteretic curve of specimens

1)當加載位移轉角為1.00%時，現澆節點試件開始屈服，且當位移轉角在1.00%～2.00%時，承載力無明顯增加。此后隨著位移繼續增大，梁端縱筋進入應變強化階段，節點承載力略有增加，直至加載位移轉角達到4.50%時，試件因梁端混凝土大量壓碎剝落及縱筋屈曲而失效。總體來看，該現澆節點的滯回曲線飽滿，無明顯捏縮、滑移現象，具有較強的耗能和變形能力。

2)裝配式節點的滯回曲線相比于現澆節點則更為飽滿，且無任何滑移現象，表明多縫耗能裝置與耳板之間無相對滑動，因此，二者之間可以看作固結約束。當平均位移轉角為0.94%時試件開始屈服，此后，多縫耗能裝置進入塑性階段，并在循環荷載作用下表現出顯著的應變硬化效應。因此，節點承載力隨位移增加而逐漸增大。在加載后期，試件由于連接位置處鋼帶陸續斷裂導致其承載力逐漸下降。

表2 為各試件的力學性能指標，主要包括試件的初始剛度K；屈服荷載Py和峰值荷載Pm；θy和θm分別為其對應的轉角變形；極限荷載Pu(為0.85Pm)和其對應的轉角θu。其中，在確定荷載-位移骨架曲線的屈服點時，根據馮鵬等[22]的建議，采用“最遠點法”來計算各試件的屈服荷載，其計算方法如圖7 所示。

表2 試件抗震性能指標Table 2 Seismic performance index of specimens

圖7 荷載-變形骨架曲線屈服點的確定Fig. 7 Determination of yield point of load-deformation skeleton curve

由表2 可知，裝配式節點的平均初始剛度為現澆節點的86.46%，表明裝配式節點的初始抗側向變形能力略低于現澆節點。相比于現澆節點，裝配式節點的屈服荷載和屈服轉角均略有減小，這有利于節點更早進入塑性階段耗散地震能量。此外，裝配式節點的平均峰值荷載、極限變形和延性系數分別高于現澆節點2.75%、12.00%和5.56%。總體來看，該裝配式節點的抗震性能基本接近現澆節點，部分力學性能指標略有提高。

3.3 耗能能力

圖8 計算了各試件的等效黏滯阻尼系數，用于表征其耗能能力的大小。由圖8 可知，當試件位移轉角大于0.50%時，裝配式節點的等效黏滯阻尼系數開始明顯大于現澆節點。當位移轉角為3.50%時，現澆節點的等效黏滯阻尼系數達到最大值0.22，此時，裝配式節點的等效黏滯阻尼系數為0.36 且仍在增加。總體來看，該裝配式節點的耗能能力顯著優于現澆節點。

圖8 試件等效黏滯阻尼系數Fig. 8 Equivalent viscous damping coefficient of specimens

3.4 應變分析

圖9 為預制混凝土梁端(靠近節點區)、柱節點區中鋼筋的應變-位移關系曲線。

根據鋼筋材性試驗可知，混凝土柱和梁中縱筋的屈服應變分別為2197×10?6和2296×10?6。由圖9 可知，預制柱中縱筋的最大應變小于其屈服應變，而預制梁中縱筋的最大應變略高于其屈服應變，表明在整個加載過程中，預制混凝土柱構件基本處于彈性狀態，無明顯損傷。預制混凝土梁構件中縱筋剛進入屈服階段，同時結合混凝土梁表面僅分布少量的細小微裂縫來看，其損傷程度較輕，基本不影響正常使用。

圖9 裝配式節點試件鋼筋應變-位移關系曲線Fig. 9 Strain-displacement curve of reinforcement of precast joint specimen

圖10 為多縫耗能裝置上各鋼帶中部的應變隨截面高度變化的關系曲線。由圖10 可知，在加載過程中，鋼帶的應變分布隨截面高度基本呈現出線性變化的趨勢。隨著梁端變形位移的不斷增大，多縫耗能裝置的塑性變形主要集中在頂部和底部的鋼帶上，這與圖5(b)中多縫耗能裝置的最終破壞結果相吻合。

圖10 多縫耗能裝置上的應變分布Fig. 10 Strain distribution on multi-slit energy dissipation device

4 節 點 連 接 部 位 承 載 力-變 形 理 論分析

為便于裝配式梁柱節點的分析設計，本節對裝配式節點連接部位多縫耗能裝置的承載力-變形關系進行了詳細推導。

4.1 鋼材本構模型

首先根據Q235 鋼材的力學性能試驗結果，利用Origin 軟件對鋼材的本構關系曲線進行擬合，如圖11 所示，得到鋼材的本構簡化模型為：

圖11 Q235 鋼材本構關系曲線Fig. 11 Constitutive relation curve of Q235 steel

式中：Es和εy分別為彈性模量和屈服應變，其取值分別為2.01×105MPa 和1377×10?6；系數A、B、C和D通過擬合得到，其取值分別為273.90、2307.93、?10717.69 和15408.99。

4.2 連接部位受力狀態分析

為便于分析，需將多縫耗能裝置上的鋼帶等效為等截面。首先，選取其中一根鋼帶的一半(左右對稱，如圖12 所示)進行分析。假設該鋼帶左端為固定約束，右端為自由端，并將鋼帶近似劃分成等截面的5 段，同時，在自由端施加單位彎矩M(x)，如圖12(a)所示。根據向群等[23]提出的一種階梯形變截面梁彎曲變形的解法，可得懸臂梁自由端的變形y為：

圖12 鋼帶截面等效變換計算簡圖Fig. 12 The calculation diagram of the equivalent transformation of steel strip section

此外，通過分析估算可知，多縫耗能裝置和抗剪連接鍵在加載過程中的最大剪切變形極其微小，其主要以彎曲變形為主。因此，在計算連接部位的承載力-變形關系時，不考慮剪切變形的影響。

當在自由端施加一個不斷增大的彎矩荷載直至其完全失效時，該連接部位的截面(包括鋼帶和抗剪連接件)應力狀態從初始全截面彈性狀態逐步發展至最終全截面塑性狀態，如圖14 所示。根據多縫耗能裝置的幾何構造，各鋼帶及抗剪連接鍵的應力狀態發展過程可具體劃分為6 個階段，每個階段的承載力-變形關系分析如下。

圖13 等效后的多縫耗能裝置 /mmFig. 13 Equivalent multi-slit energy dissipation device

圖14 多縫耗能裝置及抗剪連接鍵截面受力狀態Fig. 14 Stress state of section of the multi-slit energy dissipation device and shear connection key

1)全截面彈性狀態Ⅰ

假定截面應力沿中性軸對稱分布，根據平截面假定可知，當截面上的應力處于彈性范圍內時，應變和曲率的關系可寫為：

式中：ε 為應變；kc為曲率；y為截面上一點的應力到中性軸的高度。

則截面上的應力σ(ε)在沿截面高度y上的分布可表示為：

則該截面的彈性彎矩Me可表示為：

式中：b為多縫耗能裝置的厚度；b1為抗剪連接鍵翼緣的厚度。

2)截面彈塑性狀態Ⅱ(t1+t2+t3+t4≤εy/kc≤h/2)

當多縫耗能裝置頂部和底部鋼帶的應力處于彈塑性范圍內時，其截面上的應力分布為：

綜上所述，聯立式(4)～式(12)即可求解得到裝配式節點連接部位彎矩與曲率的關系。同時，在鋼帶長度范圍內對曲率連續兩次積分，即可依次計算得到多縫耗能裝置的轉角和位移。為驗證其準確性，圖15 給出了裝配式連接部位變形的試驗值與理論計算值的對比結果。

從圖15 中可知，由于拉線位移計在加載過程中出現松動以及回縮遲緩等原因導致在小變形條件下的測量結果不精確，因此根據試驗測量結果計算得到連接部位的初始剛度略小于與理論計算值。

圖15 裝配式節點連接部位的彎矩-轉角曲線Fig. 15 Moment-rotation curve of connection location in the precast joint

為進一步量化說明試驗測量結果與理論值之間的誤差，表3 給出了連接部位在各級荷載作用下的試驗測量結果與理論值的對比。由表3 可知：在初始加載過程中，試驗測量結果與理論值之間的誤差最大；隨著變形的逐漸增大，理論值相對于試驗值的誤差顯著減小。當連接部位在正負加載方向上的轉角分別達到2.47%和?2.69%時，其對應最大承載力的誤差僅為5.75%和1.77%。此后，隨著變形繼續增大，連接部位的鋼帶逐步失效，導致連接部位的承載力逐漸下降。但由于該理論模型無法考慮鋼帶的塑性損傷、屈曲、斷裂等特性，因此理論計算值在超過峰值點后的誤差略有增加。總體來看，該簡化理論計算方法能夠為工程應用所需提供足夠的精度以便于快速預測連接部位的力學性能，為多縫耗能裝置及抗剪連接鍵的初步設計提供理論依據，提高設計效率。

表3 連接部位的試驗結果與理論計算值對比Table 3 Comparison between test results and theoretical calculation values of connection location

5 裝配式梁柱節點簡化數值模型

為提高建模及計算效率，同時便于工程分析設計，本節利用SeismoStruct 軟件建立裝配式梁柱節點的簡化數值模型，并通過試驗結果驗證其準確性。該簡化模型可為后續研究裝配式RC 框架整體結構抗震性能奠定基礎。

利用SeismoStruct 軟件建立裝配式梁柱節點的纖維桿系模型，如圖16 所示。其中，混凝土本構為MANDER 等[24]提出的con_ma 模型，鋼筋本構為MENEGOTTO 和PINTO[25]提出的stl_mp 模型，鋼材為常用的雙線性隨動硬化模型。預制混凝土梁、柱構件均為基于力的非線性框架單元[26?27]。由于裝配式節點預埋有H 型鋼，在整個加載過程中節點始終保持在彈性狀態，因此，采用一個彈性面域單元(Panel)來模擬梁柱節點區的力學性能。該裝配式節點的簡化分析模型如圖16 所示。

圖16 裝配式節點的簡化分析模型Fig. 16 Simplified analysis model of the precast joint

柱與節點區之間采用一個零長度的非線性連接單元來連接，并用鋼筋混凝土結構中常用的TAKEDA等[28]模型來描述其非線性行為，如圖17(a)所示。

圖17 非線性連接單元采用的滯回模型Fig. 17 Hysteresis model of nonlinear link element

由圖可知，該模型中的關鍵力學性能參數包括屈服強度My、初始剛度Ky、屈服后與屈服前的剛度比α 以及卸載剛度退化系數(β0和β1)。由于混凝土柱基本保持在彈性范圍內，因此，其在塑性階段的參數取值對分析結果基本無影響，剛度比和卸載剛度退化系數根據現澆節點試件梁破壞的試驗結果來校定，其余力學性能參數則通過截面分析軟件Xtract 計算得到，結果如表4 所示。

表4 各滯回模型的參數取值Table 4 Parameter values of each hysteresis models

類似地，預制梁與預制柱之間采用一個零長度的非線性連接單元來連接，并用一個三線型trl_sym 滯回模型[29]賦予給該連接單元，用以表征多縫耗能裝置及抗剪連接鍵的力學行為，如圖17(b)所示。

在確定trl_sym 滯回模型的力學性能參數時，首先根據前文第4 節提出的計算方法計算得到連接部位的彎矩-曲率關系曲線。然后，將連接部位上部和下部的鋼帶進入塑性狀態(即階段Ⅲ)后對應于彎矩-曲率關系曲線上的點作為trl_sym 滯回模型的第一拐點。此外，根據試驗測量及破壞結果可知，連接部位破壞時抗剪連接鍵仍處于彈塑性狀態，因此，將連接部位處于階段Ⅴ狀態時對應于彎矩-曲率關系曲線上的點作為trl_sym 滯回模型的第二拐點，如圖18 所示。

圖18 連接部位的彎矩-曲率曲線Fig. 18 Moment-curvature curve of connection location

則三線型trl_sym 滯回模型中各關鍵點的參數取值可根據彎矩-曲率關系曲線計算得到。在加載后期，鋼帶出現屈曲、開裂，導致其承載力下降，但由于該三線型trl_sym 滯回模型中規定加載剛度(k0、k1和k2)非負，因此無法考慮連接部位承載力下降的特性，此處第三剛度k2取為k0的1/1000 倍。各滯回模型參數取值的最終計算結果如表4 所示。

圖19 為裝配式節點簡化數值模型計算結果與試驗結果在梁端加載點處的力-位移滯回曲線的對比。由圖19 可知，由數值模擬分析得到的節點的初始剛度基本與試驗結果基本一致，同時，該節點在正負加載方向的峰值荷載與試驗結果的誤差分別為5.42%和8.36%。總體來看，本文建立的數值模型能夠提供較高精度的分析結果，表明該數值模型以及基于連接部位的承載力-變形理論分析來確定連接部位恢復力模型參數取值的方法是合理、準確的。

圖19 裝配式節點力-位移滯回曲線的對比Fig. 19 Comparison of load-deformation hysteretic curves of precast joint

以該數值模型為基礎，模擬分析了不同軸壓比(0.18～0.60)對節點力學性能的影響，結果如圖20。由圖20 可知，在不同軸壓比條件下該裝配式梁柱節點的力-位移骨架曲線基本無明顯變化，受軸壓比的影響較小。這主要是因為該節點為梁端塑性鉸破壞機制，同時，節點區預埋有H 型鋼，可以顯著提高節點的力學性能，減小了軸向荷載對該節點的不利影響。

圖20 不同軸壓比條件下裝配式節點的力-位移骨架曲線Fig. 20 Load-displacement skeleton curves of precast joint under different axial compression ratios

6 結論

本文通過試驗研究了一種可恢復裝配式梁柱節點的抗震性能，同時，提出了節點連接部位的承載力-變形理論計算公式，并建立了該裝配式梁柱節點的簡化分析模型，主要結論如下：

(1) 試驗結果表明：在承載力相同的條件下，本文提出的裝配式梁柱節點在變形能力、延性和耗能能力等方面均顯著優于現澆節點，表現出了優異的抗震性能。

(2) 現澆梁柱節點最終因梁端出現塑性鉸而失效，混凝土梁構件嚴重破壞。相比較而言，該裝配式梁柱節點的損傷主要集中在多縫耗能裝置上，預制梁、柱構件基本無損傷，可以實現梁柱節點損傷可控的目的，有利于結構震后快速修復。

(3) 從理論上推導了裝配式節點連接部位的承載力-變形關系，可為多縫耗能裝置的幾何尺寸設計提供理論依據。

(4) 建立了裝配式梁柱節點的簡化數值模型，并通過試驗結果驗證了其準確性，可為后續研究裝配式RC 框架結構的抗震性能奠定基礎。