可恢復(fù)預(yù)制裝配式RC 梁柱節(jié)點(diǎn)抗震性能研究

黃 煒，胡高興

(1. 西安建筑科技大學(xué)土木工程學(xué)院，陜西，西安 710055；2. 西安建筑科技大學(xué)結(jié)構(gòu)工程與抗震教育部重點(diǎn)實(shí)驗(yàn)室，陜西，西安 710055)

目前，現(xiàn)澆混凝土結(jié)構(gòu)在環(huán)境污染、勞動(dòng)力成本增加、施工效率不高、構(gòu)件品質(zhì)難以保證等方面的問(wèn)題日益突出，已難以滿足當(dāng)前行業(yè)發(fā)展的實(shí)際需求。在此背景下，裝配式混凝土結(jié)構(gòu)因其具有節(jié)能環(huán)保、工業(yè)化生產(chǎn)、施工高效等優(yōu)點(diǎn)而受到大力推廣。但在近年歷次地震(如：1994 年美國(guó)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(duì)裝配式結(jié)構(gòu)的震害調(diào)查發(fā)現(xiàn)，部分裝配式建筑結(jié)構(gòu)的破壞較為嚴(yán)重，其主要表現(xiàn)為預(yù)制構(gòu)件之間的連接不可靠導(dǎo)致預(yù)制梁、板等構(gòu)件脫落，最終引起結(jié)構(gòu)倒塌。因此，為改善裝配式結(jié)構(gòu)的抗震性能，國(guó)內(nèi)外相關(guān)研究人員針對(duì)裝配式結(jié)構(gòu)預(yù)制構(gòu)件之間的連接問(wèn)題進(jìn)行了長(zhǎng)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(méi)有考慮結(jié)構(gòu)震后損傷修復(fù)的問(wèn)題。采用這類連接形式雖然能夠?qū)崿F(xiàn)結(jié)構(gòu)“大震不倒”的設(shè)防目標(biāo)，但結(jié)構(gòu)在震后出現(xiàn)破壞以及建筑使用功能喪失時(shí)將導(dǎo)致巨大的經(jīng)濟(jì)損失，給人們的正常生產(chǎn)、生活造成嚴(yán)重的不利影響。在此背景下，研究人員提出了一種可恢復(fù)功能防震結(jié)構(gòu)體系[9]，其主要目的是在保證人民生命財(cái)產(chǎn)安全的前提下，快速恢復(fù)建筑結(jié)構(gòu)在震后的正常使用功能，并盡可能降低經(jīng)濟(jì)損失。

通過(guò)設(shè)置可更換耗能部件，使損傷和破壞集中在可更換構(gòu)件上從而保護(hù)主體結(jié)構(gòu)，是實(shí)現(xiàn)結(jié)構(gòu)震后快速恢復(fù)功能的重要方法之一[9]?；谶@一設(shè)想，MORGEN 和KURAMA[10?11]、 KOSHIKAWA[12]以及SONG 等[13]設(shè)計(jì)了一種摩擦耗能裝置，并將其安裝在預(yù)應(yīng)力裝配式梁柱節(jié)點(diǎn)區(qū)。研究結(jié)果表明：該摩擦裝置可以提供較大的耗能能力，同時(shí)保持結(jié)構(gòu)自復(fù)位的能力。BELLERI 等[14]在裝配式門式剛架的梁柱節(jié)點(diǎn)鉸接區(qū)設(shè)置了一個(gè)微型自復(fù)位裝置和一個(gè)耗能裝置，用于提高結(jié)構(gòu)的自復(fù)位能力和耗能能力。XU 等[15]設(shè)計(jì)了一種鋼連接器用于預(yù)制混凝土梁柱構(gòu)件的連接，但由于梁端加載位置處的混凝土開裂破壞導(dǎo)致鋼連接器未能充分發(fā)揮其塑性耗能能力。王萌等[16]對(duì)一種采用低屈服點(diǎn)鋼組件連接的鋼框架節(jié)點(diǎn)進(jìn)行了數(shù)值模擬分析，結(jié)果表明：該連接形式可以實(shí)現(xiàn)結(jié)構(gòu)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(jié)構(gòu)有待進(jìn)一步驗(yàn)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(zhì)節(jié)點(diǎn)，并通過(guò)試驗(yàn)驗(yàn)證了其有效性。該鋼板阻尼器設(shè)置在梁端截面的左右兩側(cè)，最終表現(xiàn)出不可控的平面外屈曲失效破壞，因此，該阻尼器還有待進(jìn)一步優(yōu)化以便于工程設(shè)計(jì)應(yīng)用。顏桂云等[18? 19]提出了一種類似的裝配式RC 梁柱鋼質(zhì)節(jié)點(diǎn)，并將削弱型鋼板阻尼器設(shè)置在梁截面的上下部。試驗(yàn)結(jié)果表明：該節(jié)點(diǎn)具有較好的抗震性能且能夠?qū)崿F(xiàn)節(jié)點(diǎn)在震損后快速恢復(fù)其功能的目的。但該鋼板阻尼器設(shè)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(xiàn)平面外屈曲失效，導(dǎo)致節(jié)點(diǎn)的承載力在達(dá)到峰值后下降較快。

以上研究主要圍繞裝配式節(jié)點(diǎn)的損傷可控及震后快速恢復(fù)展開，節(jié)點(diǎn)的連接形式以及可更換裝置的幾何構(gòu)造多樣，部分形式仍有待進(jìn)一步優(yōu)化改進(jìn)。為保證裝配式結(jié)構(gòu)抗震安全且便于工程設(shè)計(jì)和應(yīng)用，裝配式梁柱節(jié)點(diǎn)不僅應(yīng)具有良好的抗震性能，同時(shí)，還應(yīng)確保其傳力路徑清晰明確，破壞機(jī)制合理可控，結(jié)構(gòu)分析設(shè)計(jì)有理可循，且工程適用性較強(qiáng)。鑒于此，本文在現(xiàn)有裝配式梁柱連接節(jié)點(diǎn)的基礎(chǔ)上進(jìn)行進(jìn)一步優(yōu)化，提出了一種損傷及破壞模式可控且易于結(jié)構(gòu)震后快速修復(fù)的裝配式RC 梁柱節(jié)點(diǎn)，并通過(guò)試驗(yàn)研究了其抗震性能。然后，從理論上推導(dǎo)了梁柱節(jié)點(diǎn)連接部位的承載力-變形關(guān)系，并利用SeismoStruct 軟件建立了裝配式梁柱節(jié)點(diǎn)的簡(jiǎn)化數(shù)值分析模型，可為后續(xù)研究此類裝配式結(jié)構(gòu)的抗震性能和工程分析設(shè)計(jì)奠定基礎(chǔ)。

1 節(jié)點(diǎn)構(gòu)造

該裝配式梁柱節(jié)點(diǎn)主要由多縫耗能裝置、鋼部件D1 和D2(由一個(gè)H 型鋼，一個(gè)端板和兩個(gè)耳板依次焊接而成)和抗剪連接鍵等部件通過(guò)高強(qiáng)螺栓連接而成。其中，為便于連接，鋼部件D1 和D2 分別被預(yù)埋在預(yù)制柱、梁構(gòu)件中。

在進(jìn)行梁柱節(jié)點(diǎn)裝配時(shí)，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(cè)，最后利用高強(qiáng)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(guò)鋼材的塑性變形為節(jié)點(diǎn)提供足夠的抗彎承載力和變形能力。該裝配式梁柱節(jié)點(diǎn)的設(shè)計(jì)目的是期望節(jié)點(diǎn)在地震作用下的損傷主要集中在耗能裝置上，通過(guò)直接更換耗能裝置來(lái)實(shí)現(xiàn)結(jié)構(gòu)震損后快速修復(fù)的目的。

圖1 裝配式RC 梁柱可恢復(fù)連接節(jié)點(diǎn)構(gòu)造Fig. 1 Construction of earthquake-resilient precast RC beam-column joint

2 試驗(yàn)概況

2.1 試件設(shè)計(jì)

為驗(yàn)證該梁柱節(jié)點(diǎn)的有效性，首先按照中國(guó)抗震規(guī)范要求設(shè)計(jì)了一個(gè)足尺比例的現(xiàn)澆節(jié)點(diǎn)試件作為對(duì)比分析，然后，設(shè)計(jì)了一個(gè)相同截面尺寸和配筋的裝配式邊節(jié)點(diǎn)試件，如圖2 所示。

圖2 裝配式RC 梁柱邊節(jié)點(diǎn)構(gòu)造及配筋 /mmFig. 2 Geometric and reinforcement arrangement of precast RC beam-column side joint

現(xiàn)澆節(jié)點(diǎn)試件和裝配式節(jié)點(diǎn)試件的梁截面尺寸均為250 mm×350 mm，受拉、受壓區(qū)縱筋均為3 18，梁長(zhǎng)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?？v筋和箍筋等級(jí)均為HRB400。

根據(jù)裝配式節(jié)點(diǎn)最大承載力和初始剛度與現(xiàn)澆節(jié)點(diǎn)相匹配的原則，通過(guò)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(gòu)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(gòu)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(xì)部構(gòu)造如圖3(a)所示?？辜暨B接鍵的細(xì)部構(gòu)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(guò)10.9級(jí)高強(qiáng)螺栓M20 進(jìn)行連接。

2.2 材料力學(xué)性能

各預(yù)制構(gòu)件的混凝土均為C40 商品混凝土，其立方體抗壓強(qiáng)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(jù)中國(guó)現(xiàn)行標(biāo)準(zhǔn)《金屬材料拉伸試驗(yàn)第1 部分：室溫試驗(yàn)方法》(GB/T 228.1?2010)[20]測(cè)得Q235 鋼板和鋼筋的力學(xué)性能指標(biāo)如表1 所示。

表1 材料力學(xué)性能Table 1 Mechanical properties of materials

2.3 試件加載

試驗(yàn)加載裝置如圖4 所示。預(yù)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(shí)現(xiàn)柱端的鉸接模擬。此外，在柱的兩端部分別放置一個(gè)鋼板，其中一端再放置一個(gè)液壓千斤頂，并用螺栓桿施加預(yù)緊力將柱夾緊。最后通過(guò)調(diào)節(jié)液壓千斤頂?shù)膲毫?lái)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(yàn)加載前，先在柱頂施加620 kN 軸力，試驗(yàn)軸壓比為0.18。然后，根據(jù)ACI T1.1-01[21]規(guī)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(huán)荷載，每級(jí)位移循環(huán)三圈。各級(jí)加載位移轉(zhuǎn)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(shí)停止加載。

3 試驗(yàn)結(jié)果及分析

3.1 試件破壞現(xiàn)象

現(xiàn)澆節(jié)點(diǎn)和裝配式節(jié)點(diǎn)的裂縫分布及最終破壞結(jié)果如圖5 所示。

由圖5(a)可知，當(dāng)水平加載位移轉(zhuǎn)角達(dá)到0.25%時(shí)，靠近節(jié)點(diǎn)區(qū)的梁端混凝土開始出現(xiàn)微小的彎曲裂縫。隨著加載位移逐漸增大，彎曲裂縫分布進(jìn)一步擴(kuò)大。當(dāng)加載位移轉(zhuǎn)角增加到4.50%時(shí)，混凝土柱基本完好，無(wú)肉眼可見裂縫，但梁端混凝土破損嚴(yán)重，大量混凝土剝落，縱筋外露。試驗(yàn)結(jié)果表明：該現(xiàn)澆節(jié)點(diǎn)為典型的梁端塑性鉸破壞機(jī)制。

圖5(b)為裝配式節(jié)點(diǎn)試件的最終破壞結(jié)果。由圖5(b)可知，當(dāng)水平加載位移轉(zhuǎn)角達(dá)到1.50%時(shí)，在距離梁端約400 mm 處的混凝土梁上首先出現(xiàn)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(zhǎng)度略有延長(zhǎng)，裂縫數(shù)量無(wú)明顯增加，這主要是因?yàn)轭A(yù)制混凝土梁中預(yù)埋有H 型鋼，有效抑制了裂縫的發(fā)展。當(dāng)加載位移轉(zhuǎn)角達(dá)到4.50%時(shí)，多縫耗能裝置最外側(cè)的鋼帶開始出現(xiàn)斷裂，最終導(dǎo)致試件承載力顯著下降。試驗(yàn)結(jié)果表明：該裝配式節(jié)點(diǎn)的破壞主要集中在多縫耗能裝置的鋼帶上，混凝土柱無(wú)明顯可見裂縫和變形，混凝土梁上除僅有少量的細(xì)小裂縫外無(wú)明顯損傷。

圖5 試件裂縫分布及最終破壞結(jié)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(dāng)加載位移轉(zhuǎn)角為1.00%時(shí)，現(xiàn)澆節(jié)點(diǎn)試件開始屈服，且當(dāng)位移轉(zhuǎn)角在1.00%～2.00%時(shí)，承載力無(wú)明顯增加。此后隨著位移繼續(xù)增大，梁端縱筋進(jìn)入應(yīng)變強(qiáng)化階段，節(jié)點(diǎn)承載力略有增加，直至加載位移轉(zhuǎn)角達(dá)到4.50%時(shí)，試件因梁端混凝土大量壓碎剝落及縱筋屈曲而失效?？傮w來(lái)看，該現(xiàn)澆節(jié)點(diǎn)的滯回曲線飽滿，無(wú)明顯捏縮、滑移現(xiàn)象，具有較強(qiáng)的耗能和變形能力。

2)裝配式節(jié)點(diǎn)的滯回曲線相比于現(xiàn)澆節(jié)點(diǎn)則更為飽滿，且無(wú)任何滑移現(xiàn)象，表明多縫耗能裝置與耳板之間無(wú)相對(duì)滑動(dòng)，因此，二者之間可以看作固結(jié)約束。當(dāng)平均位移轉(zhuǎn)角為0.94%時(shí)試件開始屈服，此后，多縫耗能裝置進(jìn)入塑性階段，并在循環(huán)荷載作用下表現(xiàn)出顯著的應(yīng)變硬化效應(yīng)。因此，節(jié)點(diǎn)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(xù)斷裂導(dǎo)致其承載力逐漸下降。

表2 為各試件的力學(xué)性能指標(biāo)，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(duì)應(yīng)的轉(zhuǎn)角變形；極限荷載Pu(為0.85Pm)和其對(duì)應(yīng)的轉(zhuǎn)角θu。其中，在確定荷載-位移骨架曲線的屈服點(diǎn)時(shí)，根據(jù)馮鵬等[22]的建議，采用“最遠(yuǎn)點(diǎn)法”來(lái)計(jì)算各試件的屈服荷載，其計(jì)算方法如圖7 所示。

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

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

由表2 可知，裝配式節(jié)點(diǎn)的平均初始剛度為現(xiàn)澆節(jié)點(diǎn)的86.46%，表明裝配式節(jié)點(diǎn)的初始抗側(cè)向變形能力略低于現(xiàn)澆節(jié)點(diǎn)。相比于現(xiàn)澆節(jié)點(diǎn)，裝配式節(jié)點(diǎn)的屈服荷載和屈服轉(zhuǎn)角均略有減小，這有利于節(jié)點(diǎn)更早進(jìn)入塑性階段耗散地震能量。此外，裝配式節(jié)點(diǎn)的平均峰值荷載、極限變形和延性系數(shù)分別高于現(xiàn)澆節(jié)點(diǎn)2.75%、12.00%和5.56%?？傮w來(lái)看，該裝配式節(jié)點(diǎn)的抗震性能基本接近現(xiàn)澆節(jié)點(diǎn)，部分力學(xué)性能指標(biāo)略有提高。

3.3 耗能能力

圖8 計(jì)算了各試件的等效黏滯阻尼系數(shù)，用于表征其耗能能力的大小。由圖8 可知，當(dāng)試件位移轉(zhuǎn)角大于0.50%時(shí)，裝配式節(jié)點(diǎn)的等效黏滯阻尼系數(shù)開始明顯大于現(xiàn)澆節(jié)點(diǎn)。當(dāng)位移轉(zhuǎn)角為3.50%時(shí)，現(xiàn)澆節(jié)點(diǎn)的等效黏滯阻尼系數(shù)達(dá)到最大值0.22，此時(shí)，裝配式節(jié)點(diǎn)的等效黏滯阻尼系數(shù)為0.36 且仍在增加?？傮w來(lái)看，該裝配式節(jié)點(diǎn)的耗能能力顯著優(yōu)于現(xiàn)澆節(jié)點(diǎn)。

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

3.4 應(yīng)變分析

圖9 為預(yù)制混凝土梁端(靠近節(jié)點(diǎn)區(qū))、柱節(jié)點(diǎn)區(qū)中鋼筋的應(yīng)變-位移關(guān)系曲線。

根據(jù)鋼筋材性試驗(yàn)可知，混凝土柱和梁中縱筋的屈服應(yīng)變分別為2197×10?6和2296×10?6。由圖9 可知，預(yù)制柱中縱筋的最大應(yīng)變小于其屈服應(yīng)變，而預(yù)制梁中縱筋的最大應(yīng)變略高于其屈服應(yīng)變，表明在整個(gè)加載過(guò)程中，預(yù)制混凝土柱構(gòu)件基本處于彈性狀態(tài)，無(wú)明顯損傷。預(yù)制混凝土梁構(gòu)件中縱筋剛進(jìn)入屈服階段，同時(shí)結(jié)合混凝土梁表面僅分布少量的細(xì)小微裂縫來(lái)看，其損傷程度較輕，基本不影響正常使用。

圖9 裝配式節(jié)點(diǎn)試件鋼筋應(yīng)變-位移關(guān)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(yīng)變隨截面高度變化的關(guān)系曲線。由圖10 可知，在加載過(guò)程中，鋼帶的應(yīng)變分布隨截面高度基本呈現(xiàn)出線性變化的趨勢(shì)。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(jié)果相吻合。

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

4 節(jié) 點(diǎn) 連 接 部 位 承 載 力-變 形 理 論分析

為便于裝配式梁柱節(jié)點(diǎn)的分析設(shè)計(jì)，本節(jié)對(duì)裝配式節(jié)點(diǎn)連接部位多縫耗能裝置的承載力-變形關(guān)系進(jìn)行了詳細(xì)推導(dǎo)。

4.1 鋼材本構(gòu)模型

首先根據(jù)Q235 鋼材的力學(xué)性能試驗(yàn)結(jié)果，利用Origin 軟件對(duì)鋼材的本構(gòu)關(guān)系曲線進(jìn)行擬合，如圖11 所示，得到鋼材的本構(gòu)簡(jiǎn)化模型為：

圖11 Q235 鋼材本構(gòu)關(guān)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(yīng)變，其取值分別為2.01×105MPa 和1377×10?6；系數(shù)A、B、C和D通過(guò)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(tài)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(duì)稱，如圖12 所示)進(jìn)行分析。假設(shè)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(shí)，在自由端施加單位彎矩M(x)，如圖12(a)所示。根據(jù)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(jì)算簡(jiǎn)圖Fig. 12 The calculation diagram of the equivalent transformation of steel strip section

此外，通過(guò)分析估算可知，多縫耗能裝置和抗剪連接鍵在加載過(guò)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(jì)算連接部位的承載力-變形關(guān)系時(shí)，不考慮剪切變形的影響。

當(dāng)在自由端施加一個(gè)不斷增大的彎矩荷載直至其完全失效時(shí)，該連接部位的截面(包括鋼帶和抗剪連接件)應(yīng)力狀態(tài)從初始全截面彈性狀態(tài)逐步發(fā)展至最終全截面塑性狀態(tài)，如圖14 所示。根據(jù)多縫耗能裝置的幾何構(gòu)造，各鋼帶及抗剪連接鍵的應(yīng)力狀態(tài)發(fā)展過(guò)程可具體劃分為6 個(gè)階段，每個(gè)階段的承載力-變形關(guān)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(tài)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(tài)Ⅰ

假定截面應(yīng)力沿中性軸對(duì)稱分布，根據(jù)平截面假定可知，當(dāng)截面上的應(yīng)力處于彈性范圍內(nèi)時(shí)，應(yīng)變和曲率的關(guān)系可寫為：

式中：ε 為應(yīng)變；kc為曲率；y為截面上一點(diǎn)的應(yīng)力到中性軸的高度。

則截面上的應(yīng)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(tài)Ⅱ(t1+t2+t3+t4≤εy/kc≤h/2)

當(dāng)多縫耗能裝置頂部和底部鋼帶的應(yīng)力處于彈塑性范圍內(nèi)時(shí)，其截面上的應(yīng)力分布為：

綜上所述，聯(lián)立式(4)～式(12)即可求解得到裝配式節(jié)點(diǎn)連接部位彎矩與曲率的關(guān)系。同時(shí)，在鋼帶長(zhǎng)度范圍內(nèi)對(duì)曲率連續(xù)兩次積分，即可依次計(jì)算得到多縫耗能裝置的轉(zhuǎn)角和位移。為驗(yàn)證其準(zhǔn)確性，圖15 給出了裝配式連接部位變形的試驗(yàn)值與理論計(jì)算值的對(duì)比結(jié)果。

從圖15 中可知，由于拉線位移計(jì)在加載過(guò)程中出現(xiàn)松動(dòng)以及回縮遲緩等原因?qū)е略谛∽冃螚l件下的測(cè)量結(jié)果不精確，因此根據(jù)試驗(yàn)測(cè)量結(jié)果計(jì)算得到連接部位的初始剛度略小于與理論計(jì)算值。

圖15 裝配式節(jié)點(diǎn)連接部位的彎矩-轉(zhuǎn)角曲線Fig. 15 Moment-rotation curve of connection location in the precast joint

為進(jìn)一步量化說(shuō)明試驗(yàn)測(cè)量結(jié)果與理論值之間的誤差，表3 給出了連接部位在各級(jí)荷載作用下的試驗(yàn)測(cè)量結(jié)果與理論值的對(duì)比。由表3 可知：在初始加載過(guò)程中，試驗(yàn)測(cè)量結(jié)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(duì)于試驗(yàn)值的誤差顯著減小。當(dāng)連接部位在正負(fù)加載方向上的轉(zhuǎn)角分別達(dá)到2.47%和?2.69%時(shí)，其對(duì)應(yīng)最大承載力的誤差僅為5.75%和1.77%。此后，隨著變形繼續(xù)增大，連接部位的鋼帶逐步失效，導(dǎo)致連接部位的承載力逐漸下降。但由于該理論模型無(wú)法考慮鋼帶的塑性損傷、屈曲、斷裂等特性，因此理論計(jì)算值在超過(guò)峰值點(diǎn)后的誤差略有增加?？傮w來(lái)看，該簡(jiǎn)化理論計(jì)算方法能夠?yàn)楣こ虘?yīng)用所需提供足夠的精度以便于快速預(yù)測(cè)連接部位的力學(xué)性能，為多縫耗能裝置及抗剪連接鍵的初步設(shè)計(jì)提供理論依據(jù)，提高設(shè)計(jì)效率。

表3 連接部位的試驗(yàn)結(jié)果與理論計(jì)算值對(duì)比Table 3 Comparison between test results and theoretical calculation values of connection location

5 裝配式梁柱節(jié)點(diǎn)簡(jiǎn)化數(shù)值模型

為提高建模及計(jì)算效率，同時(shí)便于工程分析設(shè)計(jì)，本節(jié)利用SeismoStruct 軟件建立裝配式梁柱節(jié)點(diǎn)的簡(jiǎn)化數(shù)值模型，并通過(guò)試驗(yàn)結(jié)果驗(yàn)證其準(zhǔn)確性。該簡(jiǎn)化模型可為后續(xù)研究裝配式RC 框架整體結(jié)構(gòu)抗震性能奠定基礎(chǔ)。

利用SeismoStruct 軟件建立裝配式梁柱節(jié)點(diǎn)的纖維桿系模型，如圖16 所示。其中，混凝土本構(gòu)為MANDER 等[24]提出的con_ma 模型，鋼筋本構(gòu)為MENEGOTTO 和PINTO[25]提出的stl_mp 模型，鋼材為常用的雙線性隨動(dòng)硬化模型。預(yù)制混凝土梁、柱構(gòu)件均為基于力的非線性框架單元[26?27]。由于裝配式節(jié)點(diǎn)預(yù)埋有H 型鋼，在整個(gè)加載過(guò)程中節(jié)點(diǎn)始終保持在彈性狀態(tài)，因此，采用一個(gè)彈性面域單元(Panel)來(lái)模擬梁柱節(jié)點(diǎn)區(qū)的力學(xué)性能。該裝配式節(jié)點(diǎn)的簡(jiǎn)化分析模型如圖16 所示。

圖16 裝配式節(jié)點(diǎn)的簡(jiǎn)化分析模型Fig. 16 Simplified analysis model of the precast joint

柱與節(jié)點(diǎn)區(qū)之間采用一個(gè)零長(zhǎng)度的非線性連接單元來(lái)連接，并用鋼筋混凝土結(jié)構(gòu)中常用的TAKEDA等[28]模型來(lái)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(guān)鍵力學(xué)性能參數(shù)包括屈服強(qiáng)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(shù)(β0和β1)。由于混凝土柱基本保持在彈性范圍內(nèi)，因此，其在塑性階段的參數(shù)取值對(duì)分析結(jié)果基本無(wú)影響，剛度比和卸載剛度退化系數(shù)根據(jù)現(xiàn)澆節(jié)點(diǎn)試件梁破壞的試驗(yàn)結(jié)果來(lái)校定，其余力學(xué)性能參數(shù)則通過(guò)截面分析軟件Xtract 計(jì)算得到，結(jié)果如表4 所示。

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

類似地，預(yù)制梁與預(yù)制柱之間采用一個(gè)零長(zhǎng)度的非線性連接單元來(lái)連接，并用一個(gè)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(xué)行為，如圖17(b)所示。

在確定trl_sym 滯回模型的力學(xué)性能參數(shù)時(shí)，首先根據(jù)前文第4 節(jié)提出的計(jì)算方法計(jì)算得到連接部位的彎矩-曲率關(guān)系曲線。然后，將連接部位上部和下部的鋼帶進(jìn)入塑性狀態(tài)(即階段Ⅲ)后對(duì)應(yīng)于彎矩-曲率關(guān)系曲線上的點(diǎn)作為trl_sym 滯回模型的第一拐點(diǎn)。此外，根據(jù)試驗(yàn)測(cè)量及破壞結(jié)果可知，連接部位破壞時(shí)抗剪連接鍵仍處于彈塑性狀態(tài)，因此，將連接部位處于階段Ⅴ狀態(tài)時(shí)對(duì)應(yīng)于彎矩-曲率關(guān)系曲線上的點(diǎn)作為trl_sym 滯回模型的第二拐點(diǎn)，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(guān)鍵點(diǎn)的參數(shù)取值可根據(jù)彎矩-曲率關(guān)系曲線計(jì)算得到。在加載后期，鋼帶出現(xiàn)屈曲、開裂，導(dǎo)致其承載力下降，但由于該三線型trl_sym 滯回模型中規(guī)定加載剛度(k0、k1和k2)非負(fù)，因此無(wú)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(shù)取值的最終計(jì)算結(jié)果如表4 所示。

圖19 為裝配式節(jié)點(diǎn)簡(jiǎn)化數(shù)值模型計(jì)算結(jié)果與試驗(yàn)結(jié)果在梁端加載點(diǎn)處的力-位移滯回曲線的對(duì)比。由圖19 可知，由數(shù)值模擬分析得到的節(jié)點(diǎn)的初始剛度基本與試驗(yàn)結(jié)果基本一致，同時(shí)，該節(jié)點(diǎn)在正負(fù)加載方向的峰值荷載與試驗(yàn)結(jié)果的誤差分別為5.42%和8.36%?？傮w來(lái)看，本文建立的數(shù)值模型能夠提供較高精度的分析結(jié)果，表明該數(shù)值模型以及基于連接部位的承載力-變形理論分析來(lái)確定連接部位恢復(fù)力模型參數(shù)取值的方法是合理、準(zhǔn)確的。

圖19 裝配式節(jié)點(diǎn)力-位移滯回曲線的對(duì)比Fig. 19 Comparison of load-deformation hysteretic curves of precast joint

以該數(shù)值模型為基礎(chǔ)，模擬分析了不同軸壓比(0.18～0.60)對(duì)節(jié)點(diǎn)力學(xué)性能的影響，結(jié)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(jié)點(diǎn)的力-位移骨架曲線基本無(wú)明顯變化，受軸壓比的影響較小。這主要是因?yàn)樵摴?jié)點(diǎn)為梁端塑性鉸破壞機(jī)制，同時(shí)，節(jié)點(diǎn)區(qū)預(yù)埋有H 型鋼，可以顯著提高節(jié)點(diǎn)的力學(xué)性能，減小了軸向荷載對(duì)該節(jié)點(diǎn)的不利影響。

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

6 結(jié)論

本文通過(guò)試驗(yàn)研究了一種可恢復(fù)裝配式梁柱節(jié)點(diǎn)的抗震性能，同時(shí)，提出了節(jié)點(diǎn)連接部位的承載力-變形理論計(jì)算公式，并建立了該裝配式梁柱節(jié)點(diǎn)的簡(jiǎn)化分析模型，主要結(jié)論如下：

(1) 試驗(yàn)結(jié)果表明：在承載力相同的條件下，本文提出的裝配式梁柱節(jié)點(diǎn)在變形能力、延性和耗能能力等方面均顯著優(yōu)于現(xiàn)澆節(jié)點(diǎn)，表現(xiàn)出了優(yōu)異的抗震性能。

(2) 現(xiàn)澆梁柱節(jié)點(diǎn)最終因梁端出現(xiàn)塑性鉸而失效，混凝土梁構(gòu)件嚴(yán)重破壞。相比較而言，該裝配式梁柱節(jié)點(diǎn)的損傷主要集中在多縫耗能裝置上，預(yù)制梁、柱構(gòu)件基本無(wú)損傷，可以實(shí)現(xiàn)梁柱節(jié)點(diǎn)損傷可控的目的，有利于結(jié)構(gòu)震后快速修復(fù)。

(3) 從理論上推導(dǎo)了裝配式節(jié)點(diǎn)連接部位的承載力-變形關(guān)系，可為多縫耗能裝置的幾何尺寸設(shè)計(jì)提供理論依據(jù)。

(4) 建立了裝配式梁柱節(jié)點(diǎn)的簡(jiǎn)化數(shù)值模型，并通過(guò)試驗(yàn)結(jié)果驗(yàn)證了其準(zhǔn)確性，可為后續(xù)研究裝配式RC 框架結(jié)構(gòu)的抗震性能奠定基礎(chǔ)。