兩種型鋼拼接預制預應力混凝土節點的抗震性能比較

李韻通

（云南省煙草煙葉公司，云南 昆明 650218）

目前國內外研究的預制裝配式混凝土框架節點可以分為濕節點和干連接節點.濕連接節點抗震性能與現澆節點差別不大，符合現行抗震設計的“強節點”要求[1-3].干連接節點破壞時塑性變形通常發生在裝配拼接處，梁柱主體構件可以保持彈性，具有一定的恢復能力，震后對拼接處進行修復即可繼續使用[4,5].

干連接節點又可以分為剛性連接節點和柔性連接節點.剛性連接節點主要采用預埋型螺栓連接來實現；柔性連接節點則主要通過外置拼接構件，有粘結或無粘結預應力筋來實現.French 等人研究了多個梁柱干連接節點在地震荷載下的動力響應，發現一些節點在梁柱連接區域之外形成了塑性鉸[6].Mast R F 提出在預制混凝土框架結構中，螺栓連接或延性連接是成本最佳的施工方式[7].Stone 對含有耗能普通鋼筋的無粘結預應力混凝土框架梁柱節點的抗震性能進行了試驗研究，結果表明混合節點的承載力與普通現澆節點相同，延性更高，但是耗能能力有所降低[8,9].潘振華和蔡小寧均提出在梁柱相交處設置角鋼的節點，并沿梁長布置無粘結預應力筋，研究表明節點具備良好的變形和自復位能力[10,11].

將原本在梁柱節點處的塑性鉸外移至預制柱懸臂梁端是一種提高節點延性和耗能能力的構造措施[12]，在鋼結構中受到工程界的廣泛運用.通過削弱鋼框架梁內的特定截面，將塑性變形控制在梁內并使其充分發展，避免節點過早出現裂縫和脆性破壞，從而達到延性設計和抗震耗能的目的.

在預制裝配式混凝土結構中，同樣可以參考鋼結構中將塑性鉸外移的思路[13]，為了解決節點震后無法修復的問題，提高結構的延性和耗能能力，在預制柱上設置懸臂梁，將拼接位置由柱端移動到懸臂梁端，使用高強螺栓將跨越拼接處的型鋼固定在預制柱懸臂梁和預制結構梁的側面，將預制柱懸臂梁和預制框架梁裝配到一起，在設計上保證懸臂梁拼接處先于梁柱節點混凝土屈服，保護了節點區的混凝土，從而達到塑性鉸外移的目的.通過張拉通長無粘結預應力筋來彌補塑性鉸外移對節點承載力的影響，從而提高節點的承載力和恢復力.高強螺栓和預應力筋相結合給拼裝處混凝土提供了雙向受壓的預應力，控制結構的塑性變形，給節點提供良好的剛度發展和耗能能力.拼接型鋼震后可以更換，使得節點還具有震后修復能力.

本文采用ABAQUS 有限元軟件，針對型鋼的拼接位置、型號和螺栓布置位置對型鋼拼接預制預應力混凝土節點的抗震性能進行了分析和研究，給出了型鋼合理的拼接位置，并對型鋼的選取給出了建議.

1 模擬方法驗證

本文采用有限元軟件Abaqus 建立了節點模型.由于實體螺栓連接需要定義多個面的接觸，且網格劃分較為復雜，當高強螺栓使用數量較多時，建模過程會變得極其繁瑣.而當高強摩擦螺栓不發生消壓、不受剪時，模擬高強摩擦型螺栓可以不關注螺栓本身的結構響應，故可以選擇Connector 單元來簡化高強摩擦螺栓的連接.

為驗證Connector 單元模擬高強螺栓與型鋼摩擦連接的有效性，本文選取了Garlock 等人使用螺栓固定角鋼連接梁柱的節點試驗[14]，對試件L8-58-7 進行了有限元模擬，分別使用實體螺栓和Connector 單元進行建模分析，并與試驗數據進行了對比，結果如圖1、圖2.

圖1 實體螺栓模型

圖2 Connector 單元模型

其中，圖1 為在梁、柱、角鋼上預留螺栓孔洞，并用實體螺栓建立的模型，螺栓的預緊力采用Abaqus 內置的Bolt Load，施加于螺栓桿內.圖2 為用Connector單元代替高強螺栓施加預緊力的模型，通過Coupling 命令和定義Connector Force 向角鋼方形面積內傳遞壓力來模擬高強螺栓的預緊力.

模型內的約束和加載方式參考Garlock[14]的試驗，計算得到的荷載位移曲線對比，如圖3 所示.可以看出，相比于實體螺栓，使用Connector 單元模擬的模型的初始剛度較小，但彈性承載力略大，這是因為使用Connector 單元模擬忽略了螺帽對角鋼的約束作用，使得初始剛度有所下降，進入塑性的狀態變慢，導致最終的彈性承載力略大于實驗結果.整體來看，采用實體螺栓和Connector 單元的模擬結果與試驗結果吻合較好.由此可見，使用Connector 單元來進行數值模擬，能夠保證計算結果的準確性.

圖3 荷載位移曲線對比圖

2 塑性鉸位置的選取

本文采用一個雙層單跨框架模型來研究塑性鉸位置的影響，框架結構尺寸如圖4 所示.考慮梁的跨高比為1/10，梁截面取為矩形300 mm×500 mm，柱截面取為矩形400 mm×400 mm.FEMA-350 規范[15]指出在普通整澆結構中，塑性鉸自身長度一般為梁高的一半，因此假定拼接處的塑性鉸長度為250 mm.

在正常使用狀態下，不希望拼接處塑性鉸因承擔過大的彎矩而出現塑性變形，這要求拼接處塑性鉸的彎矩盡可能小.用層框架梁上的均布單位豎向力來表示正常使用狀態下的荷載，Lph 表示塑性鉸中點到柱邊的距離，β為塑性鉸中點到柱邊的距離與梁跨度的比值，γ為不同塑性鉸位置下柱邊彎矩與塑性鉸中點彎矩的差值與柱邊彎矩之比.不同塑性鉸位置下的γ如表1 所示.由表1 的計算結果可以得出：當β∈（0.10，0.14）時，γ在15%以內，是較為合理的范圍，當β=0.12 時，即塑性鉸中點到梁端的距離為600 mm 時，拼接處的彎矩最小，故選取β=0.12 為合理的塑性鉸位置.

3 槽鋼拼接預制預應力混凝土節點

3.1 有限元模型及承載力

槽鋼拼接預制預應力混凝土節點如圖5 所示，由帶有懸臂梁的預制柱、懸臂梁、預制梁、槽鋼、高強摩擦螺栓群和預應力鋼絞線組成，在梁中預留預應力筋孔道，在節點處預留高強螺栓孔洞，在槽鋼和高強螺栓螺帽之間設置高強螺栓墊板，用高強螺栓將槽鋼分別將懸臂梁和預制梁進行拼接.

所有槽鋼拼接節點有限元模型均采用相同的梁、柱尺寸，配筋率和材料.以C-36 算例為例，節點梁、柱采用C40 混凝土，縱筋采用HRB400 級鋼筋，箍筋采用HPB400 級鋼筋，槽鋼采用熱軋輕型鋼[36].拼接槽鋼、螺栓墊板均采用Q345 鋼，螺栓墊板厚度為5 mm.槽鋼一側采用6 個M22，10.9 級的高強螺栓，預緊力為P=190 kN.張拉通長7×15.2 mm 鋼絞線的無粘結預應力筋，抗拉強度為1 860 MPa，預應力度設為0.5.螺栓墊板與槽鋼的接觸面之間摩擦系數取0.45，均采用噴砂處理；耗能角鋼與梁、柱混凝土接觸面之前摩擦系數根據蘇慶田等[16]對鋼與混凝土界面摩擦系數的試驗結果，不同涂裝鋼板與混凝土界面的靜摩擦系數為0.7～1.0，動摩擦系數為0.5～0.7，本文保守取0.5.

柱上下兩端設置為鉸接約束，在梁端施加往復位移加載.往復加載在每級位移值下反復循環兩次，如圖6 所示，層間位移角△（%）為梁端加載點位移與梁端加載點至柱形心距離之比，加載端到梁端的距離為2 500 mm，為梁跨度的一半.

圖6 加載制度

本文設計了整澆節點K5-CIP為對比算例，K5-CIP節點構造與C-36相同，在懸臂梁處無型鋼拼接.通過有限元模型算得K5-CIP 節點的極限承載力為Fu=122 kN.

為研究不同槽鋼的型號、尺寸以及螺栓布置對槽鋼的約束情況及節點抗震性能的影響，共設計了20 個節點算例，見本文3.3 節表2.其中，L表示輕型型鋼，N表示普通型鋼，Fmax為節點模型的荷載極值.C-36-L 與C-36-S 節點調整了槽鋼的長度；C-36a-BUP 節點將高強螺栓向槽鋼的上下翼緣移動.

表2 槽鋼拼接節點算例及承載力

從表2 中可以看出，隨著槽鋼型號的增大，節點的承載力逐步上升，但是上升的幅度很小，并且所有槽鋼拼接節點的承載力均低于整澆節點K5-CIP.對比C-36，C-36-S，C-36-L 三個節點可以看出，槽鋼的長度越大，節點的承載力越高.從C-36a-P節點可以看出，當高強螺栓向槽鋼翼緣移動，可以使得節點承載力得到顯著的提高.采用普通槽鋼的節點承載力比采用輕型槽鋼的節點高，但提高幅度很小.

3.2 滯回特性、變形分析與破壞形態

經算例計算發現槽鋼的型號以及高強螺栓的布置位置對節點的受力模式沒有影響，所有節點滯回曲線均相似.以C-36 算例為例，節點的梁端滯回曲線如圖7 所示，所有槽鋼拼接的節點均體現出較好的包絡特征，具有較好的耗能能力.

圖7 C-36 節點梁端滯回曲線

在所有節點中，槽鋼的塑性變形都相似，以節點C-36-S 為例，槽鋼的塑性變形分布如圖8.為了讓槽鋼的變形更加明顯，將實際的變形放大了一倍.可以看出槽鋼的塑性變形都是集中在高強螺栓附近，并且高強螺栓外側的變形更大，而翼緣部分幾乎沒有變形.觀察翼緣可以發現，在拼接處轉動變形時，上下端的翼緣向內彎曲，使得腹板發生翹曲變形，這就導致混凝土與腹板的接觸面積減小，造成高強螺栓附近的混凝土出現較大的塑性應變，如圖9 所示.對于小型號的型鋼，由于高度較小，腹板發生翹曲變形后，腹板與混凝土摩擦接觸面積更小，混凝土梁側面的塑性應變集中更明顯，使得拼接處過早屈服，節點承載力大幅下降；由于槽鋼腹板與混凝土摩擦接觸的面積靠近梁中部，在拼接處轉動時力矩較小，使得梁側面混凝土摩擦接觸產生的剪應力變大，可能會造成梁側面的混凝土脫落.

圖8 C-36-S 節點槽鋼塑性變形分布

圖9 混凝土節點的塑性累積應變

從彎矩傳遞的角度來看，槽鋼翼緣應盡量接近混凝土梁的頂、底面，并增大腹板與混凝土的摩擦接觸面積，所以應選擇較大型號的槽鋼.而使用大型號型鋼時，雖然能提升節點承載力，但由于翼緣自身剛度增加得更快，加大了腹板翹曲變形的趨勢，翼緣幾乎不受力，鋼材利用效率較低，造成了材料的浪費.

3.3 抗彎強度分析

使用槽鋼拼接方式的初衷是讓槽鋼繞自身的強軸轉動變形以抵抗拼接處傳遞的彎矩并且通過變形耗能.但從有限元分析的結果來看，由于槽鋼上下翼緣沿平面外的約束較小，槽鋼的腹板最先翹曲屈服，而翼緣部分幾乎沒有變形，降低了鋼材的使用效率.

將拼接槽鋼的理論抗彎強度與實際節點拼接處的抗彎強度進行對比，如表2 所示.其中Mpx是槽鋼的全截面塑性理論抗彎強度，Mmax是節點模型拼接處的最大彎矩.從表2 可以看出，腹板的翹曲屈服使槽鋼的抗彎強度大幅下降，僅為強軸抗彎強度的45%左右.從C-36a-P 節點可以看出，將高強螺栓布置向槽鋼的翼緣方向移動，節點拼接處彎矩增加了10%，一定程度上抑制了腹板的翹曲變形，但是由于翼緣的抗彎剛度過高，腹板還是發生了部分翹曲變形，屈服荷載僅為強軸抗彎承載力的48%.

因此，從以上分析中可以看出，雖然采用槽鋼拼接的節點能表現出良好的耗能能力，但并不是一種理想的拼接方式.

4 頂底角鋼拼接預制預應力混凝土節點

由前述槽鋼拼接節點的結果分析可知，拼接處型鋼與混凝土梁側面的接觸面積應該盡量靠近梁的頂、底端.使用小型號槽鋼時觸面積靠近梁的中軸線，承載力較低；而使用大型號槽鋼解決摩擦接觸范圍時，則造成了材料浪費.槽鋼并不是一種理想的拼接方式.因此，使用布置在梁側面跨越拼接處的頂底角鋼可以解決槽鋼拼接存在的問題，其布置位置可以靈活調節，不受到腹板高度的限制，可實現拼接鋼材的高效利用.

4.1 有限元模型及承載力

所有頂底角鋼拼接節點有限元模型均采用相同的梁、柱尺寸，配筋率和材料.以J3-6 節點為例，采用75×50×5 熱軋不等邊角鋼，梁、柱的尺寸和配筋，拼接槽鋼和墊板的尺寸，高強摩擦螺栓布置位置如圖10 所示.混凝土、普通鋼筋、預應力筋、墊板及高強螺栓等材料參數以及加載方式均與槽鋼拼接節點模型相同.

圖10 頂底角鋼跨越式連接預制預應力混凝土框架節點

為研究不同頂底角鋼型號、尺寸以及預應力對頂底角鋼拼接節點的抗震性能影響，共設計了13 個節點算例，如表3 所示.表中Lbm 指頂底角鋼拼接兩側最靠近拼接縫的兩個高強螺栓之間的距離；角鋼邊距為角鋼翼緣邊緣至梁頂、底端邊緣的距離；Fmax為各節點模型的荷載極值.節點J2-6-BUP 與J2-6-BD 調整了頂底角鋼距離梁邊緣的距離，J3-6-AS 與J3-6-AL 節點調整了角鋼的長度；J3-6-E 在梁兩側增設了單根φ28 鋼筋.

表3 頂底角鋼拼接預制預應力混凝土節點算例

從表3 中可以看出，角鋼的長短肢尺寸越大，厚度越厚，節點的承載力越高.并且在較小的鋼材用量的情況下，節點承載力就超過了K5-CIP 整澆節點的極限荷載Fu，可見使用頂底角鋼作為跨越節點的拼接構件，充分發揮了鋼材的強度和延性.對比J2-6 與J2-6-P，J2-6-D 節點可以看出，頂底角鋼距離梁頂底端越近，節點承載力越高.從J3-6-E、J3-6-S 和J3-6-L 節點可以看出，拼接處角鋼長度對節點承載力的影響不大.

為了保證梁柱節點核心區混凝土在地震作用下保持彈性，拼接處頂底角鋼的屈服荷載應小于整澆節點K5-CIP 的極限承載力Fu=122 kN.J2-8，J-8，J4-7 節點由于承載力過大，導致梁柱節點核心區先出現塑形變形，不適用于當前結構.其余節點的荷載極值均未超過Fu，拼接處先屈服形成塑性鉸，將塑性鉸外移后，可以達到保護主體結構的目的.

4.2 滯回特性及耗能能力

圖11 為典型的頂底角鋼拼接節點的梁端滯回曲線.

圖11 部分頂底角鋼拼接節點梁端滯回曲線

從圖11 可以看出，角鋼的型號、尺寸和布置位置對節點的受力模式沒有影響，僅影響節點的承載能力.所有節點都是在層間位移角達到1%附近時達到極值，隨后逐漸下降.隨著位移加載的不斷增大，在層間位移角達到1.5%附近時，所有節點均出現了一小段屈服平臺，這是由受壓角鋼開始出現平面外翹曲屈服導致的.隨著滯回循環的增加，頂底角鋼的塑形殘余變形逐漸增大，降低了節點在反向加載時的剛度，導致在加載后期，滯回曲線在豎向體現出捏縮效應.

對比J3-6，J3-7 和J3-8 節點可以看出，角鋼厚度越大，殘余變形對節點剛度的影響越小，滯回曲線越飽滿.對比J2-6，J2-6-P 和J2-6-D 可以看出，角鋼的布置越靠近梁頂、底端，節點的承載力越大，滯回曲線越飽滿，因此在考慮到混凝土保護層厚度與梁內縱筋的前提下，角鋼布置應盡量靠近梁的頂、底端.

圖12 為部分節點在整個加載過程中，塑形變形耗能的變化.可以看出，在加載初期，塑性變形較小，耗能也較小.隨著位移的增大，角鋼的塑形變形變大，耗能能力得到提升.角鋼的尺寸、厚度越大，節點的耗能能力越強.各節點的塑形變形發展趨勢相同，說明各節點的變形耗能的模式相同.

圖12 部分節點能耗對比

4.3 變形分析與破壞形態

對于頂底角鋼，在拼接處轉動時受到張拉和擠壓變形.當位移加載剛開始時，轉動下側的角鋼與混凝土共同受到擠壓，此時混凝土主要承擔彎矩傳遞帶來的壓應力，而轉動下側的角鋼受力較小，如圖13 所示.

圖13 加載開始時頂底角鋼應力云圖

當位移荷載逐漸增大，轉動上側的受拉角鋼開始產生塑性變形，轉動上側的懸臂梁與預制梁不再接觸.當角鋼的受拉塑性應變積累到一定的程度時，在角鋼由受拉轉化到受壓的過程中，產生塑性拉應變的部分重新受壓，角鋼的梁肢邊緣會達到屈服，并開始出現翹曲屈服.繼續位移加載后，角鋼的短肢也會隨著梁肢一同在梁平面外發生屈服，造成節點的承載能力進一步降低.當層間位移角△=1%時，轉動上側的角鋼開始受拉屈服并產生殘余變形，此時節點的承載力達到極值.在后續加載中，由于殘余變形的積累導致拼接處存在縫隙，在較小的位移荷載下無法接觸，拼接縫處混凝土應力較小，導致節點的剛度、承載力隨著加載進度而逐漸下降.此時轉動上、下側角鋼應力均較大，如圖14 所示.

圖14 位移角為1%時頂底角鋼應力云圖

4.4 預應力參數分析

為研究無粘結預應力筋對節點抗震性能的影響，以J2-6 節點為基礎，只改變預應力筋根數，其他參數均不變，設計了J2-6-P0 和J2-6-P2 兩組對照模型進行分析. J2-6 節點預應力鋼絞線的布置見圖11，以此為基礎，J2-6-P0 節點不設置無粘結預應力鋼絞線，J2-6-P2 設置兩根7×15.2 mm 的無粘結預應力鋼絞線，兩根預應力鋼絞線分別距梁頂、底端150 mm.預應力筋對節點承載力的影響如表4.從計算結果可以看出，施加單根無粘結預應力鋼絞線對節點承載力的提升為17%，張拉兩根無粘結預應力鋼絞線可以抵消塑性鉸外移而帶來的節點承載力的降低.

表4 應力筋對節點承載力的影響

圖15 為J2-6-P0 和J2-6-P2 節點的滯回曲線圖.可以看出兩個節點的變形模式存在顯著的不同，J2-6-P0 節點的剛度明顯小于J2-6-P2.

圖15 節點滯回曲線對比

圖16 為拼接外側的預制梁與拼接內側的懸臂梁在沿梁高度方向上的相對豎向位移.可見J2-6-P0 節點預制梁的相對豎向位移要遠大于J2-6-P2 節點，說明J2-6-P0 角鋼在豎向發生了較大的剪切變形.

圖16 預制梁相對于懸臂梁的豎向位移

可以發現，在不施加預應力的情況下，節點在拼接處的剪力傳遞主要是依靠梁外側的頂底角鋼，頂底角鋼容易發生剪切屈服破壞；而施加了預應力后，預應力筋提供的預緊力可以讓拼接處的混凝土梁之間的擠壓作用增大，通過摩擦接觸傳遞一部分剪力，從而保護頂底角鋼不出現剪切屈服.因此在頂底角鋼拼接節點中，張拉無粘結預應力鋼絞線是防止頂底角鋼出現剪切屈服的必要措施，同時也能提高節點的承載力和恢復力.

5 結 論

本文提出了一種將塑性鉸外移到預制柱懸臂梁端后，用槽鋼和頂底角鋼拼接的預制預應力混凝土干式節點.建立了有限元模型，并考慮了角鋼型號、厚度和螺栓布置位置的影響，對節點抗震性能進行了研究，得到了以下結論：

（1）拼接位置在與柱邊距離為0.12 倍的跨度時較為合理.

（2）槽鋼拼接節點中槽鋼的翼緣越靠近梁頂、底端，承載力越高.當使用小型號槽鋼時，承載力較低，易造成梁側面混凝土脫落；而使用大型號型鋼時，材料利用率較低.因此槽鋼拼接節點不是一種理想的拼接方式.

（3）相比于槽鋼拼接節點，頂底角鋼拼接方式更為合理.角鋼的尺寸、厚度越大，布置越靠近梁頂、底端，節點的承載能力和耗能能力越強，且能實現鋼材的高效利用.

（4）通過施加預應力可以彌補頂底角鋼抗剪能力的不足，能有效提高節點的承載力.