板式模塊化鋼結構節點抗震性能試驗研究

王 浩，趙 欣,2，馬國偉,2,3

(1.河北工業大學 土木與交通學院，天津 300401；2.天津市裝配式建筑與智能建造重點實驗室，天津 300401; 3.河北省土木工程中心，天津 300401)

模塊化建造體系依據工廠預制單元形式分為3D模塊體系和2D板式體系，分別對應由三維空間模塊單元裝配而成的模塊化建筑和由模塊柱與樓板等板式模塊單元裝配而成的板式模塊化鋼結構建筑[1-2].相較于應用廣泛的柱承重鋼模型結構，板式鋼模型結構能有效避免“群柱疊梁雙板”及模塊間節點連接的“多梁多柱”構造[3]，減少運輸及吊裝的限制與成本[4]，在國內外均有一些工程應用報道.

板式模塊化鋼結構節點需要在樓板高度處豎向拼接模塊單元柱的同時將樓板內嵌鋼梁水平連接于相鄰模塊單元柱[5]，國內外研究學者對此類節點開展了研究.劉學春等[6-8]提出法蘭柱座豎向拼接模塊柱外伸蓋板水平連接H型鋼梁節點并研究了其靜力及抗震性能；楊松森等[9-10]提出套筒豎向拼接方鋼管柱T型鋼或外伸端板水平連接H型鋼梁節點并研究了其抗震性能；張艷霞等[11-12]提出法蘭豎向拼接方鋼管柱外伸懸臂梁水平連接H型鋼梁節點并研究了其受力性能；Azizi等[13]提出通過BBCC標準件實現豎向拼接方鋼管柱與水平連接H型鋼梁節點并研究了其抗震性能；陳志華等[14]提出外伸端板柱座實現H型鋼模塊梁柱的水平連接與豎向裝配并研究了其抗震性能.以上研究中非貫通柱豎向拼接的蓋板或法蘭盤外凸于柱壁，與H型鋼梁水平連接的蓋板或懸臂梁形成外伸構造，此結構導致板式模塊化鋼結構的樓板單元角部不完整而降低其結構整體性及裝配率，并且高占體比(占用體積與實際體積的比值)的構件增加了運輸及堆放成本.因此本文提出保證樓板單元角部完整性且低占體比的板式模塊化鋼結構節點，開展4個足尺邊節點試件的低周往復荷載試驗并研究其受力性能及破壞模式，探討豎向拼接方式、核心區柱壁厚度、連接件角鋼厚度等參數對節點抗震性能的影響.

1 節點構造

本文提出的板式模塊化鋼結構節點通過角鋼和螺栓實現下模塊單元柱與上模塊單元柱的豎向拼接以及模塊單元柱與H型鋼樓板梁的水平連接，如圖1所示.

模塊單元柱包括工廠焊接為一體的模塊方鋼管柱、內隔板、蓋板和套筒，內隔板與蓋板均預留圓形孔洞以便于高強螺栓安裝，如圖1a所示.H型鋼樓板梁為在端部焊接平端板的H型鋼梁，如圖1b所示.角鋼包括頂角鋼和底角鋼，且均設置加勁肋，螺栓包括高強螺栓和對穿螺栓，所有構件部件均在工廠完成螺栓孔開設.現場節點裝配過程為：首先通過高強螺栓實現下模塊方鋼管柱與底角鋼的連接，其次通過高強螺栓分別實現H型鋼樓板梁下翼緣與底角鋼的連接以及H型鋼樓板梁平端板與下模塊方鋼管柱的連接，最后依次安裝上模塊單元柱與頂角鋼，通過高強螺栓完成頂角鋼與H型鋼樓板梁上翼緣的連接，通過對穿螺栓或高強螺栓完成套筒與上模塊方鋼管柱的豎向拼接，頂角鋼垂直肢通過對應螺栓固定于相鄰柱壁.豎向拼接采用高強螺栓時將螺母提前點焊至套筒內側，節點的爆炸視圖和裝配完成圖分別如圖1c和圖1d所示.

圖1 板式模塊化鋼結構節點

2 試驗概況

2.1 試件設計

以某板式模塊化鋼結構邊節點為原型，設計制作4個足尺節點試件，變量為豎向拼接螺栓類型、核心區柱壁厚度和角鋼厚度，具體試件參數列于表1.試件全部采用Q355B鋼材，包括□200 mm×200 mm×8 mm鋼柱，HM194 mm×150 mm×6 mm×9 mm鋼梁.結合前人研究[10,15]將試件的套筒與柱壁內側設置2 mm間隙，截面尺寸為□180 mm×180 mm×12 mm，從而保證套

表1 試件參數

筒插入方鋼管時的施工便捷性及插入后的穩定約束性.角鋼尺寸為∟90 mm×180 mm，分為14 mm與8 mm兩種厚度，高強螺栓與對穿螺栓均采用10.9級M20，其中梁翼緣上高強螺栓為摩擦型.試件及節點構造詳圖如圖2所示.

圖2 試件及節點構造詳圖(單位：mm)

2.2 材料性能試驗

取柱壁、梁翼緣、梁腹板等6種不同部位鋼材且每種制作3個拉伸試樣，參考《金屬材料拉伸試驗第一部分：室溫試驗方法》(GB/T228.1—2010)，通過拉伸試驗機對各組鋼材的性能進行試驗拉伸，并將6個部位3個試驗結果的平均值列于表2中.

表2 試驗材料力學性能

2.3 加載裝置及加載制度

圖3為固定及加載裝置，通過千斤頂在上模塊單元柱頂施加軸壓比為0.2的壓力(595 kN).通過銷軸將下模塊單元柱底與鉸支座連接，通過夾板與螺桿將鋼梁端部固定于作動器并通過MTS加載系統施加低周往復荷載，如圖4所示，ANSI/AISC 341-16[16]中的層間位移角加載制度.當荷載下降到峰值荷載85%或板件出現較大變形視為試件破壞并停止試驗.為便于描述破壞現象及數據分析，定義作動器施加推力為正向加載，施加拉力時為負向加載.

圖3 試件固定及加載裝置

圖4 加載制度

2.4 試驗測量

通過MTS加載控制系統實時監測并記錄H型鋼樓板梁端加載點的荷載F和位移δ1，節點彎矩M=F×L，節點層間位移角θ=δ1/L,L取為與梁端相連作動器軸心至鋼柱軸心距離.通過數字圖像相關(digital image correlation，DIC)技術監測節點剪切域及周邊區域關鍵控制點的位移值，如圖5所示.由節點域對角線長度改變量δ2,δ3得出節點域剪切轉角θpz，由梁翼緣中心線高度處柱的水平位移δ4,δ5得出柱彎曲轉角θc，由梁端翼緣點與相應柱壁板間的水平相對位移δ6,δ7得出梁端轉角θbe，梁彎曲轉角θb及滑移轉角θsp之和由層間位移角扣除前三者得出，采用層間位移角及其分量分析節點的轉動性能[17]，計算公式如下.

圖5 節點試件測量布置

節點域剪切轉角：

(1)

柱彎曲轉角：

(2)

梁端轉角：

(3)

梁彎曲與螺栓滑移轉角之和：

θb+θsp=θ-θbe-θpz.

(4)

3 試驗結果及分析

3.1 試驗現象及破壞形態

CT1加載初期，隨層間位移角的增大荷載穩定上升，加載至0.03 rad梁上翼緣螺栓滑移，柱壁與平端板間縫隙明顯，加載至-0.03 rad時柱壁出現鼓曲.加載至-0.04 rad過程中，發出一聲巨響且承載力急劇下降，推斷為內隔板與柱壁的焊縫拉裂.加載至0.05 rad時頂角鋼與柱壁縫隙明顯，這是由于對穿螺栓被拉伸后無法恢復原長以及對應柱壁的局部凹陷降低了螺栓對頂角鋼的約束性.后續正向加載過程中，平端板及頂角鋼與相鄰柱壁縫隙不斷增大，下翼緣對應柱壁處發生輕微內凹，如圖6a所示.后續負向加載過程中柱壁鼓曲不斷加劇，直至-0.09 rad時螺栓孔周圍柱壁輕微斷裂導致螺栓存在拔出風險而停止試驗，如圖6b所示.

CT2加載前期同CT1一致.加載至-0.04 rad，柱壁鼓曲明顯但未出現承載力急劇下降現象.加載至0.06 rad時頂角鋼垂直肢整面及平端板大部分區域分別與相鄰柱壁的縫隙明顯，頂角鋼垂直肢對應的高強螺栓有拔出趨勢而使螺栓螺母在負向加載時松動，如圖6c所示.后續負向加載過程中，柱壁不斷鼓曲直至-0.08 rad時柱壁變形過大且承載力下降而停止試驗，如圖6d所示.

圖6 節點試件破壞模式

CT3加載至±0.03 rad時梁翼緣螺栓滑移，角鋼垂直肢端部以及平端板分別與相鄰柱壁間產生一定縫隙，角鋼外側梁翼緣屈服.加載至-0.04 rad梁上翼緣外側螺栓對應處及角鋼外側漆皮輕微脫落.加載至±0.05 rad時前述現象加劇，-0.05 rad時角鋼外側0～120 mm范圍內的上翼緣漆皮持續脫落，加載至-0.06 rad梁上翼緣外側螺栓部位輕微屈曲，漆皮脫落范圍擴展至角鋼外側175 mm處.核心區柱壁的加厚提升了其抵抗變形能力，帶加勁肋角鋼加強了梁端的抗彎承載力，從而呈現出角鋼外側梁翼緣的塑性變形而促使節點的塑性鉸外移.加載至0.07 rad和-0.07 rad，梁下翼緣和上翼緣的角鋼外側分別呈現明顯的局部屈曲，如圖6e和圖6f所示.加載至-0.07 rad第二循環過程中梁下翼緣角鋼外側變形過大而終止試驗.

CT4試件加載前期平端板與柱壁縫隙明顯，加載至-0.03 rad時下翼緣螺栓滑移，0.04 rad時上翼緣螺栓滑移且加勁肋對應處角鋼鼓曲，說明加勁肋對角鋼拉力作用顯著，薄角鋼節點同時通過角鋼豎向肢的拉伸變形及鼓曲變形耗散能量.加載至-0.04 rad時底角鋼及平端板均呈現明顯板件變形，0.05 rad時頂角鋼垂直肢及平端板頂部均呈現明顯板件變形.后續加載過程中節點變形主要集中于角鋼以及平端板，直至加載至±0.09 rad時平端板及角鋼的肢件變形過大而停止試驗，最終形態如圖6g和圖6h所示.

3.2 滯回性能

圖7為4個試件的彎矩-層間位移角滯回曲線.由圖可知CT1的滯回曲線呈弓型，-0.04 rad的第一次循環之后滯回環斜率明顯減小，這是由內隔板與柱壁焊縫的拉裂造成，同時表明內隔板對節點滯回性能影響顯著.其后的正向加載過程中滯回環呈現明顯的捏縮現象，這是由于節點進入屈服狀態后對穿螺栓的塑性伸長以及柱壁的不可恢復內凹變形使節點在位移增加的情況下荷載增長緩慢.CT2，CT3，CT4的滯回曲線均呈梭形，其中CT3最為飽滿，三者均表現出良好的滯回性能.與采用對穿螺栓豎向拼接的CT1相比，CT2采用高強螺栓連接頂角鋼能夠有效將荷載傳遞至上模塊方鋼管柱與套筒而避免其出現明顯捏縮現象，提升節點滯回性能.對比CT3與CT1可知增大核心區柱壁厚度能夠使滯回環由弓形轉換為飽滿梭形，表明增大其厚度能夠顯著改善節點的滯回性能.CT3與CT4在保證強核心區的前提下，采用厚角鋼的CT3能夠將節點的耗能機制由角鋼及平端板的板件變形耗能轉移為角鋼外側梁翼緣變形耗能，兩者均表現出良好的滯回性能.

圖7 滯回曲線

3.3 承載能力

圖8a為4個試件彎矩-層間位移角滯回曲線上各級層間位移角下彎矩極值點相連而得到的包絡圖.進一步地，將上述骨架曲線中各加載級下彎矩取絕對值作|M|-θ骨架曲線，如圖8b所示.節點試件的主要力學性能指標列于表3，其中極限彎矩取為|M|-θ骨架曲線的極值，初始抗彎剛度通過擬合M-θ骨架曲線的彈性階段斜率得出，極限層間位移角取為荷載下降至極限荷載85%以下或終止試驗時對應層間位移角的絕對值.

由圖8和表3可知，4個節點試件的正負向骨架曲線呈顯著的不對稱性.除CT1外，各試件在加載后期相同層間位移角下的正向彎矩絕對值低于負向彎矩絕對值，說明豎向拼接構造對節點抗彎性能有一定的削弱作用.對比CT1與CT2可知，前者相較于后者正向初始抗彎剛度低，這是由于采用的對穿螺栓伸縮量大且其連接頂角鋼時套筒與柱壁間的縫隙使得只有柱壁單層板抵抗變形，而高強螺栓伸縮量小且其連接頂角鋼時能夠由柱壁與套筒雙層板抵抗變形.對比CT1與CT3，增強核心區能夠提升其抵抗變形能力進而有利于抗彎剛度及承載力的提升，負向極限彎矩由150 kN·m提升至165.2 kN·m，增加了10.1%.對比CT3和CT4，角鋼厚度的增加能夠增強其抵抗變形能力而在一定程度上提升節點的初始抗彎剛度及在各級層間位移角下的抗彎能力，CT3與CT4的正向極限彎矩分別為143.4 kN·m和133.8 kN·m，提升了7.2%，但負向加載時CT3角鋼外側梁翼緣局部屈曲降低了其極限承載力.

圖8 彎矩—層間位移角骨架曲線

表3 節點試件力學性能指標

3.4 轉動能力

由表3可知，4個節點試件的極限層間位移角分別為0.09，0.08，0.07，0.09 rad.滿足我國《建筑抗震設計規范》(GB50011—2010)中大于彈塑性層間位移角限值0.02 rad的要求，同時滿足美國現行《鋼結構建筑抗震規定》(AISC 341—16)中特殊抗彎框架所要求的層間位移角大于0.04 rad的要求，表明該節點具有良好的轉動能力.進一步地，CT1，CT2與CT4試件在承載力下降到85%之前，節點轉角均超過美國抗震規范所要求的0.035 rad，表明試件均具有較大的轉動能力，可以滿足“強節點”和“大震不倒”的抗震要求，CT3試件由于核心區與角鋼的加強使得其梁翼緣屈曲分擔了部分層間位移角，進而削弱了梁端的轉動能力.

4個節點試件的最小極限層間位移角為0.07 rad，表4給出了各試件在該加載級下的層間位移角分量.由表可以看出，0.000 8～0.003 1 rad的節點域剪切轉角僅占比1.1%～4.4%，節點域剪切變形較小.采用薄核心區柱壁的CT1與CT2試件負向梁端轉角占比較大，分別為89.7%和89.4%，對應圖6b和圖6d的柱壁鼓曲破壞特征.CT3的梁端轉角占比在4個試件中最小，梁彎曲轉角與滑移轉角之和的占比反而增大，對應圖6e和圖6f中的角鋼外側梁翼緣局部屈曲變形特征.CT4相較于CT3的梁端轉角占比更大，這是由于前者相較于后者角鋼及平端板變形更大，其中負向加載時更為顯著.

表4 節點試件的層間位移角分量

3.5 剛度退化

試件的等效剛度退化系數取為骨架曲線中割線剛度與初始抗彎剛度的比值，相應剛度退化曲線如圖9所示.分析可知：4個節點試件均具有顯著的剛度退化，下降坡度較為平緩，其中CT1負向剛度在0.04～0.05 rad處的加速退化段是由于內隔板與柱壁焊縫的拉裂使得內隔板無法對柱壁產生足夠拉力，急劇降低了試件的剛度.除采用高強螺栓實現豎向拼接的CT2試件外，節點的正向剛度退化較負向剛度退化更為嚴重，說明角鋼與柱壁的螺栓連接方式對節點剛度退化有一定影響，采用高強螺栓連接能夠減緩剛度退化.對比CT3與CT1，柱壁厚度的增加加速了其負向剛度的退化；CT3與CT4剛度退化曲線在加載前期基本重合但在后期分離，說明角鋼厚度在梁翼緣螺栓滑移后對剛度退化產生一定影響.

圖9 剛度退化曲線

3.6 強度退化

強度退化表示試件在低周往復荷載下累計損傷引起的強度降低，一般用強度退化系數來表示，本文取為同一級層間位移角下最后一次循環峰值點荷載與第一次循環峰值點荷載的比值.圖10給出了各試件的強度退化系數曲線，由圖可知除CT1在-0.04 rad時發生內隔板與柱壁焊縫拉裂外各試件在加載過程中強度退化不明顯，CT2，CT3 和 CT4 的最小強度退化系數分別為 0.94，0.89，0.87，即試件在加載后期承載力仍較為穩定.CT3加載前期無明顯強度退化，直至0.07 rad時的強度退化系數為0.89，對應圖6e中的角鋼外側梁下翼緣變形顯著增大而造成承載力降低.

圖10 強度退化曲線

3.7 耗能能力

本文通過等效黏滯阻尼系數he表征耗能能力，如圖11a所示，E=(SABC+SCDA)/(SOBE+SODF)，he=E/2π,其中SABC,SCDA,SOBE,SODF分別為圖11a中滯回環ABC、滯回環CDA、三角形OBE、三角形ODF的面積.圖11b給出了各試件的等效黏滯阻系數隨加載級的變化情況.由圖11的耗能能力曲線可知：除CT1外，試件最大等效黏滯阻尼系數達0.21～0.25，節點具有較強耗能能力.CT1在0.04 rad內隔板與柱壁焊縫拉裂后等效黏滯阻尼系數下降并無上升趨勢，說明內隔板對節點耗能性能影響顯著.對比CT1和CT3可知，核心區柱壁的厚度增加降低了其變形能力和耗能能力，但加載后期角鋼外側梁翼緣出現大變形，從而顯著提高了其在破壞時的耗能能力.對比CT3，采用較薄角鋼的CT4雖能通過角鋼垂直肢及平端板板件變形耗散能量，但破壞時的耗能能力仍低于通過角鋼外側梁翼緣的板件耗能.

圖11 耗能能力曲線

4 結 論

1)節點試件失效模式呈現柱壁板鼓曲、連接件變形和梁翼緣局部屈曲3種形式.增大核心區柱壁厚度和角鋼連接件厚度能夠使節點變形機制轉移至角鋼外側梁翼緣，從而發生梁翼緣局部屈曲破壞.節點破壞時等效黏滯阻尼系數達0.21～0.25，節點具有良好的抗震性能.

2)節點具有良好的轉動能力.0.07～0.09 rad的極限層間位移角超過我國抗震規范彈塑性層間位移角限值0.02 rad以及美國抗震規范中特殊抗彎框架層間位移角限值0.04 rad.除CT3外，試件的節點轉角均超過0.035 rad，可以滿足“強節點”和大震對連接節點轉動能力的要求.

3)模塊單元柱豎向拼接方式采用高強螺栓相較于對穿螺栓能夠加強對頂角鋼的約束性，從而提升節點的正向初始抗彎剛度和承載能力.增大核心區柱壁厚度能夠顯著提升節點的滯回性能和抗彎剛度.增大角鋼連接件厚度能夠顯著提升節點的正向抗彎承載力，并在加載后期提升節點的耗能能力.