杜永峰，李 虎，李芳玉

(1.蘭州理工大學(xué) 防震減災(zāi)研究所，甘肅 蘭州 730050；2.蘭州理工大學(xué) 甘肅省減震隔震國際科技合作基地，甘肅 蘭州 730050)

建筑行業(yè)為國計民生做出重大貢獻(xiàn)的同時，消耗了大量的資源和能源，也給社會環(huán)境帶來了巨大壓力，為此，國家大力發(fā)展預(yù)制裝配式建筑。隔震技術(shù)能夠有效提高結(jié)構(gòu)的抗震性能和抗災(zāi)能力，已在裝配式建筑中得到了應(yīng)用且經(jīng)歷地震的考驗[1–2]。

國內(nèi)外學(xué)者針對預(yù)制裝配式混凝土隔震結(jié)構(gòu)進(jìn)行了探索和研究。Tiong等[3]對一個兩層裝配式框?剪隔震結(jié)構(gòu)的抗震性能進(jìn)行了非線性分析；衛(wèi)杰彬[4]、譚平[5–6]等對一個高層裝配式層間隔震結(jié)構(gòu)進(jìn)行了動力彈塑性時程分析，研究了高層裝配式層間隔震結(jié)構(gòu)在超大地震下的損傷機理和失效破壞模式，為裝配式高層結(jié)構(gòu)層間隔震技術(shù)的發(fā)展提供了理論依據(jù)，并針對隔震層框架節(jié)點提出了一種新型連接構(gòu)造方式，利用縮尺模型試驗對其抗震性能進(jìn)行了檢驗；王維[7]開展了預(yù)制裝配式隔震剪力墻結(jié)構(gòu)的振動臺試驗研究，考察高阻尼隔震支座對提高預(yù)制裝配式隔震剪力墻結(jié)構(gòu)抗震性能的作用，并運用IDA方法進(jìn)行結(jié)構(gòu)地震易損性分析及抗倒塌性能研究，提出了直接基于位移的預(yù)制裝配式隔震剪力墻結(jié)構(gòu)的設(shè)計方法。

對于基礎(chǔ)隔震結(jié)構(gòu)，隔震層是上部結(jié)構(gòu)的基礎(chǔ)，其結(jié)構(gòu)整體性要求較高，隔震層框架節(jié)點連接的可靠性直接影響著隔震層的整體性和抗震性能。本文針對預(yù)制裝配式混凝土（PC）基礎(chǔ)隔震結(jié)構(gòu)的隔震層部分，對隔震層梁底縱筋的焊接連接方式進(jìn)行了改進(jìn)并開展拉拔試驗，提出了一種框架節(jié)點連接方式。利用ABAQUS建立了新型預(yù)制裝配式隔震層框架節(jié)點和傳統(tǒng)現(xiàn)澆節(jié)點的有限元模型，并進(jìn)行抗震性能模擬分析，根據(jù)兩類節(jié)點的力學(xué)性能差異對預(yù)制裝配式隔震層框架節(jié)點的連接構(gòu)造進(jìn)行改進(jìn)，從而得到結(jié)構(gòu)整體性更優(yōu)的節(jié)點連接方式。

1 縱筋連接方式及性能試驗

1.1 縱筋連接方式及加載設(shè)備

預(yù)制混凝土構(gòu)件的拼接，其本質(zhì)上是預(yù)制構(gòu)件之間鋼筋的連接和新舊混凝土的粘結(jié)。預(yù)制構(gòu)件中鋼筋嵌固在混凝土中，傳統(tǒng)的鋼套筒連接技術(shù)不再適用。為此，國內(nèi)外學(xué)者提出了多種鋼筋連接技術(shù)，如套筒灌漿連接、漿錨搭接連接、套筒擠壓連接技術(shù)等[8–9]。焊接作為鋼筋連接的常用方法之一，具有連接質(zhì)量高、整體性好、節(jié)約鋼材等優(yōu)點，但焊接時鋼筋再次受熱，容易出現(xiàn)截面縮小、局部脆裂等問題。常見的鋼筋搭接焊接、鋼板連接焊接中普遍存在拉力偏心現(xiàn)象，導(dǎo)致焊接區(qū)域或連接鋼板發(fā)生彎折變形，這極易造成拼接區(qū)域混凝土過早開裂、保護(hù)層剝離等現(xiàn)象，直接影響結(jié)構(gòu)的完整性。于是，本文提出了在連接鋼板上開設(shè)凹槽后，與鋼筋先搭接，再焊接固定的連接方式?？紤]到鋼筋再次受熱后，在大變形等極端條件下焊接區(qū)域易發(fā)生脆性破壞，結(jié)構(gòu)抗連續(xù)倒塌能力降低等[10]問題，本文又提出了利用鋼套筒先將鋼筋端頭進(jìn)行保護(hù)，再與開槽鋼板焊接的連接構(gòu)造方式。為了檢驗上述鋼筋連接方式的抗拉性能和連接段的變形情況，進(jìn)行了8組鋼筋連接試件的拉拔試驗，鋼筋試件的拉拔試驗裝置如圖1所示。具體的鋼筋連接構(gòu)造見表1。

圖1 試驗加載裝置Fig. 1 Test setup

1.2 試驗材料

鋼筋選用HRB400級螺紋鋼，直徑d=16 mm，試樣總長度取500 mm；連接鋼板選用Q345B鋼材，長×寬×高為200 mm×50 mm×20 mm，方式5、方式7（表1）中在連接鋼板上與鋼筋、鋼套筒的搭接位置處開設(shè)圓弧形凹槽，焊接時鋼筋的中軸線與鋼板上表面恰好重合；選用BB416SK鋼筋直螺紋套筒；單面焊接時焊接長度取10d，雙面焊接時焊接長度取5d。

1.3 試驗結(jié)果

各組試件的破壞形態(tài)如表1所示，試驗測得各連接試件的屈服強度和抗拉強度見表2。由表1、2可知，采用搭接焊接連接（方式2～5）時，鋼筋試件的抗拉強度與通長鋼筋（方式1）接近；鋼筋與鋼筋搭接焊接（方式2、3）時，焊接段出現(xiàn)了明顯的彎折變形，單面焊接時連接區(qū)域較長，彎折更明顯；采用鋼套筒焊接（方式6、7）或連接（方式8）時，由于端頭鋼筋進(jìn)行了滾軋螺紋處理，鋼筋的有效截面減小，導(dǎo)致其屈服強度和抗拉強度較通長鋼筋有所降低，但相差較??；采用鋼板搭接焊接（方式4、6）時，鋼板發(fā)生了明顯的彎折變形，偏心越大，彎折越顯著；在鋼板上開設(shè)凹槽后再進(jìn)行搭接焊接（方式5、7）時，由于鋼筋與鋼板之間的軸向偏心減小，連接鋼板的彎折變形顯著減小。

表1 鋼筋連接方式及破壞形態(tài)Tab. 1 Connection modes and failure modes of reinforcement bars

表2 試件抗拉性能Tab. 2 Tensile properties of specimens

綜上可知，連接鋼板上開設(shè)凹槽后，鋼筋與鋼板之間的軸向偏心減小、接觸面積增大，連接試件的抗拉能力與通長鋼筋接近，連接鋼板的彎折變形較??；鋼筋端頭設(shè)鋼套筒保護(hù)后，焊接僅發(fā)生在鋼套筒與鋼板之間，對受力鋼筋的影響較小，最大程度地保留了鋼筋的原有屬性，但抗拉強度略有降低。

2 隔震層框架節(jié)點連接構(gòu)造的提出

圖2 裝配節(jié)點幾何尺寸及構(gòu)造Fig. 2 Dimensions and details of assembly joint

2.1 有限元模型建立

利用ABAQUS分別建立傳統(tǒng)現(xiàn)澆隔震層框架節(jié)點（簡稱“現(xiàn)澆節(jié)點”，記為RC）和預(yù)制裝配式隔震層框架節(jié)點（簡稱“裝配節(jié)點”，記為PC）的有限元分析模型。疊合梁采用C30混凝土，上柱、支墩采用C40混凝土；疊合梁、上柱及支墩中的受力縱筋均采用HRB-400鋼筋，箍筋采用HPB300鋼筋。預(yù)制裝配式隔震層框架節(jié)點的截面尺寸、配筋及構(gòu)造見圖2。

混凝土、鋼板采用C3D8R實體單元，鋼筋采用T3D2線單元，使用嵌入?yún)^(qū)域約束（embedded region）功能將鋼骨架嵌入混凝土單元，不考慮鋼筋、鋼板與混凝土之間的粘結(jié)滑移。與現(xiàn)澆節(jié)點相比，裝配節(jié)點中新舊混凝土之間存在薄弱粘結(jié)面，建模時，需考慮新舊混凝土界面上可能發(fā)生剝離破壞時的非線性性能。在ABAQUS中采用Spring2彈簧定義新舊混凝土界面上的非線性界面力與相對位移的關(guān)系，通過在新舊混凝土界面上相同位置的兩節(jié)點之間設(shè)置3個彈簧來分別模擬法向和兩個切向的粘結(jié)性能[11–12]。裝配框架節(jié)點的有限元模型如圖3所示。

圖3 裝配節(jié)點有限元模型Fig. 3 Finite element model of assembly joint

2.2 鋼材材料屬性

鋼筋材料采用Qu[13]改進(jìn)的Clough鋼筋滯回本構(gòu)模型，如圖4所示。

圖4 鋼筋滯回模型Fig. 4 Hysteretic model of reinforcement

該模型能較好地考慮鋼筋加載–卸載–反向加載過程產(chǎn)生的包辛格效應(yīng)，其可行性已經(jīng)得到了驗證[14]。方自虎等[15]根據(jù)Qu改進(jìn)的Clough模型編寫了鋼筋材料本構(gòu)的子程序文件，可直接在ABAQUS中安裝、調(diào)用。鋼板采用雙折線形式的隨動強化模型，強化段模量取彈性模量的1%，泊松比取0.3。梁中部分受力縱筋的屈服、抗拉強度見表2，箍筋及上柱中受力縱筋的抗拉強度參考文獻(xiàn)[16]試驗數(shù)據(jù)。支墩中受力縱筋及箍筋的直徑較大，連接鋼板也始終處于彈性狀態(tài)，故支墩中縱筋、箍筋及連接鋼板的抗拉強度取值參考《混凝土結(jié)構(gòu)設(shè)計規(guī)范》（GB50010—2010）[17]中推薦的標(biāo)準(zhǔn)值。

2.3 混凝土損傷塑性模型

混凝土材料選用混凝土損傷塑性模型（CDP模型），CDP模型適用于單調(diào)加載和循環(huán)加載作用下混凝土結(jié)構(gòu)和構(gòu)件的非線性分析[18]。混凝土材料的本構(gòu)關(guān)系采用文獻(xiàn)[17]中推薦的應(yīng)力–應(yīng)變關(guān)系，其中混凝土單軸受拉、壓損傷演化參數(shù)與CDP模型中塑性損傷因子的含義不同，不能直接用于CDP模型，根據(jù)能量等價原理可建立二者之間的轉(zhuǎn)化關(guān)系[19]。本文所用C30、C40混凝土的抗壓強度參考文獻(xiàn)[16]，C30、C40混凝土的CDP模型參數(shù)如圖5所示，CDP模型中其他參數(shù)的取值見表3[20]?；炷?、鋼筋桁架單元尺寸取50 mm，連接鋼板的單元尺寸取20 mm。

表3 CDP模型參數(shù)經(jīng)驗取值Tab. 3 Parameter’s values of CDP model in experience

圖5 C30、C40混凝土的CDP模型參數(shù)Fig. 5 CDP model parameters of C30 and C40

2.4 模型加載方案

上柱的設(shè)計軸壓比取0.3，柱頂施加軸向集中力荷載，水平往復(fù)荷載采用位移控制方法施加，選用柱端加載方式，以2、4、6、 ···、60 mm為幅值進(jìn)行加載，每個幅值循環(huán)1次，直至荷載下降至峰值荷載的85%，模型加載方案如圖6所示。

圖6 加載方案Fig. 6 Loading scheme

3 結(jié)果分析

3.1 破壞模式

低周往復(fù)荷載下混凝土的等效塑性應(yīng)變及拉、壓損傷狀態(tài)如圖7所示。由圖7可見：混凝土的塑性損傷均集中在梁根部，且現(xiàn)澆節(jié)點的塑性損傷程度明顯大于裝配節(jié)點，上柱和支墩混凝土均未發(fā)生塑性損傷，符合強柱弱梁、強節(jié)點弱構(gòu)件的抗震設(shè)計要求；兩類節(jié)點的受壓損傷主要集中在梁端約1/3梁長度區(qū)域內(nèi)，受拉損傷分布較廣，主要發(fā)生在整個梁上、梁與支墩的交接區(qū)域以及柱底區(qū)域。

(4)根據(jù)生產(chǎn)管理系統(tǒng)數(shù)據(jù)，分析同一工序各類成本比例、原材料成本比例、全月各工序成本比例、同期成本比較等，可以幫助企業(yè)分析水泥生產(chǎn)成本的構(gòu)成情況，更好地節(jié)約成本，提高經(jīng)濟(jì)效益。

圖7 節(jié)點損傷狀態(tài)Fig. 7 Damage state of joints

3.2 滯回曲線

現(xiàn)澆節(jié)點與裝配節(jié)點的滯回曲線如圖8所示。由圖8可見：加載位移較小時，滯回曲線基本呈直線，殘余位移較??；隨著水平加載幅值繼續(xù)增大，滯回曲線逐漸呈梭形，殘余位移也逐漸增大?，F(xiàn)澆節(jié)點滯回曲線較飽滿，加載后期裝配節(jié)點滯回曲線捏縮較顯著。

圖8 節(jié)點滯回曲線Fig. 8 Hysteretic curves of joints

3.3 骨架曲線

兩類節(jié)點的骨架曲線如圖9所示。采用等效彈塑性能量法確定骨架曲線的屈服點，取骨架曲線下降段對應(yīng)峰值荷載85%的點作為極限荷載點，骨架曲線的特征參數(shù)匯總見表4（僅以正向為例）。由圖9和表4可知：現(xiàn)澆節(jié)點的峰值荷載高于裝配節(jié)點；達(dá)到峰值荷載后，現(xiàn)澆節(jié)點的承載力下降比較迅速，裝配節(jié)點的承載力下降較為緩慢，裝配節(jié)點的延性系數(shù)較大，說明裝配節(jié)點的變形能力較強。

表4 骨架曲線的特征參數(shù)Tab. 4 Characteristic parameters of skeleton curves

圖9 節(jié)點骨架曲線Fig. 9 Skeleton curves of joints

3.4 剛度退化

按照文獻(xiàn)[21]計算得到試件割線剛度Km與加載位移Δ的關(guān)系曲線，如圖10所示。由圖10可知：隨加載位移的增大，兩類節(jié)點的剛度均逐漸降低；屈服前，節(jié)點的剛度退化均比較明顯，且現(xiàn)澆節(jié)點的剛度大于裝配節(jié)點；屈服后，節(jié)點的剛度退化均相對緩慢，且裝配節(jié)點的剛度逐漸大于現(xiàn)澆節(jié)點。

圖10 節(jié)點剛度退化曲線Fig. 10 Stiffness degradation curves of joints

3.5 耗能性能

按照文獻(xiàn)[21]計算得到各節(jié)點的能量耗散系數(shù)E曲線，如圖11所示。由圖11可知：隨著加載位移的增大，各節(jié)點的耗能呈增長趨勢；加載前期，兩類節(jié)點的耗能能力相當(dāng)，變形小，耗能也少；加載后期，變形較大，耗能顯著增加，且現(xiàn)澆節(jié)點的耗能能力逐漸大于裝配節(jié)點，這是因為裝配節(jié)點中新舊混凝土連接位置過早開裂，節(jié)點的塑性發(fā)展主要集中在連接位置處，塑性發(fā)展區(qū)域較小，消耗的能量相對較少；而現(xiàn)澆節(jié)點的塑性鉸出現(xiàn)在梁端，塑性鉸分布在一定的長度范圍內(nèi)，所以消耗的能量相對較多。

圖11 節(jié)點能量耗散系數(shù)曲線Fig. 11 Energy dissipation coefficient curves of joints

4 節(jié)點改進(jìn)及性能分析

與現(xiàn)澆節(jié)點相比，裝配節(jié)點的承載力和剛度偏低，說明裝配節(jié)點的整體性較弱。主要原因是新舊混凝土粘結(jié)面過早開裂，導(dǎo)致裝配節(jié)點的塑性發(fā)展區(qū)域集中。因此，必須控制新舊混凝土界面之間的相對變形，加強新舊混凝土之間連接的整體性。鋼筋混凝土結(jié)構(gòu)中，混凝土對鋼筋有極強的握裹、錨固作用，因此，可利用帶肋鋼筋良好的抗拉、錨固性能，以及金屬的大彈模特性，在新舊混凝土之間貫通錨固鋼筋來約束新舊混凝土之間發(fā)生相對位移，以此來提高新舊混凝土的連接性能。由表1、2可知，采用鋼套筒連接（方式8）時，施工操作簡單，鋼筋試件的抗拉性能可靠。此外，錨固鋼筋還可提高新舊混凝土粘結(jié)面上的抗剪承載能力。

在原隔震節(jié)點設(shè)計的基礎(chǔ)上改進(jìn)如下：1）梁中受力縱筋的連接方式不變，預(yù)制梁構(gòu)件制作時，在其端部預(yù)埋錨固鋼筋和鋼套筒，鋼套筒的一端與梁中預(yù)埋的錨固鋼筋連接，另一端用于連接支墩中的錨固鋼筋。2）施工時，待預(yù)制梁構(gòu)件吊裝就位、支墩鋼筋骨架吊裝完成后，再將支墩中的錨固鋼筋與預(yù)留鋼套筒進(jìn)行連接。3）通過上述方法對裝配節(jié)點的連接構(gòu)造進(jìn)行改進(jìn)，從而得到一種改進(jìn)的預(yù)制裝配式隔震層框架節(jié)點連接構(gòu)造方式。

錨固鋼筋的數(shù)量和直徑對新舊混凝土的約束作用不同。本文錨固鋼筋的直徑取16 mm，僅考慮錨固鋼筋的數(shù)量變化，設(shè)計如圖12所示的兩種錨固構(gòu)造方式，并建立PC?1節(jié)點和PC?2節(jié)點的有限元分析模型。PC?1中設(shè)置了2根錨固鋼筋，PC?2中設(shè)置了4根錨固鋼筋，為使錨固鋼筋的拉力盡量分布均勻，錨固鋼筋沿預(yù)制梁高均勻布置，具體布置方式及連接構(gòu)造如圖12所示。

圖12 改進(jìn)的裝配節(jié)點連接構(gòu)造Fig. 12 Details of improved assembly joints

按照第2.4節(jié)中的加載方案，繼續(xù)對PC?1、PC?2節(jié)點施加低周往復(fù)荷載，進(jìn)行抗震性能分析。

4.1 破壞模式

低周往復(fù)荷載作用下，PC?1、PC?2節(jié)點混凝土的等效塑性應(yīng)變及拉、壓損傷狀態(tài)如圖13所示。由圖13可知：與PC、RC節(jié)點相比，PC?1、PC?2節(jié)點中混凝土的塑性損傷范圍向梁跨中方向轉(zhuǎn)移，主要集中在梁端錨固鋼筋的分布區(qū)域，且PC?2節(jié)點中混凝土的塑性損傷程度明顯大于PC?1節(jié)點，上柱和支墩混凝土均未發(fā)生塑性損傷，梁–支墩連接區(qū)域混凝土拉、壓損傷加劇。

圖13 PC–1、PC–2節(jié)點損傷狀態(tài)Fig. 13 Damage state of PC–1 joint and PC–2 joint

4.2 滯回曲線

各節(jié)點滯回曲線的對比結(jié)果如圖14所示。由圖14可知：隨著梁端錨固鋼筋數(shù)量的增加，裝配節(jié)點滯回環(huán)的捏攏效應(yīng)越明顯；與RC節(jié)點相比，PC?1、PC?2節(jié)點滯回環(huán)的捏攏效應(yīng)更顯著，說明消耗的能量減少。這是因為增設(shè)錨固鋼筋后梁端受力縱筋的塑性發(fā)展受到約束，導(dǎo)致其塑性耗能減少。

圖14 節(jié)點滯回曲線對比Fig. 14 Comparison of hysteretic curves of joints

4.3 骨架曲線

各節(jié)點的骨架曲線如圖15所示。由圖15可知：PC?2、PC?1、RC和PC節(jié)點的骨架曲線依次呈現(xiàn)包絡(luò)狀態(tài)，說明PC、RC、PC?1和PC?2節(jié)點的承載能力依次增大；梁端設(shè)置錨固鋼筋后，相當(dāng)于提高了梁端局部區(qū)域的配筋率，導(dǎo)致節(jié)點的承載能力增大。從圖15（b）可以看出，在梁端增設(shè)2根錨固鋼筋后，裝配節(jié)點的承載能力已經(jīng)超過現(xiàn)澆節(jié)點。所以，在梁端增設(shè)錨固鋼筋可有效改善裝配節(jié)點的承載能力。

圖15 節(jié)點骨架曲線對比Fig. 15 Comparison of skeleton curves of joints

4.4 剛度曲線

各個節(jié)點的割線剛度Km曲線如圖16所示。由圖16可知，PC、RC、PC?1和PC?2節(jié)點的初始剛度依次增大，說明其整體性依次增強。這是因為梁端增設(shè)錨固鋼筋后，局部剛度增大，導(dǎo)致節(jié)點的整體剛度增大。從圖16（b）可以看出，梁端設(shè)置2根錨固鋼筋時，裝配節(jié)點的剛度已經(jīng)超過現(xiàn)澆節(jié)點。所以，在梁端增設(shè)錨固鋼筋可改善裝配節(jié)點的剛度特性，提高裝配節(jié)點的整體性。

圖16 節(jié)點剛度退化曲線對比Fig. 16 Comparison of stiffness degradation curves of joints

4.5 耗能性能

各節(jié)點的能量耗散系數(shù)E曲線如圖17所示。由圖17可見，PC?1、PC?2節(jié)點的能量耗散系數(shù)均小于PC節(jié)點，也小于RC節(jié)點，說明PC?1、PC?2節(jié)點的耗能能力低于PC節(jié)點，更低于RC節(jié)點。這是因為錨固鋼筋直徑較大且位于預(yù)制梁中部，加載過程中錨固鋼筋未發(fā)生屈服，錨固鋼筋在約束新舊混凝土剝離裂縫擴張的同時，也阻礙了剝離裂縫位置處梁底部和頂部受力縱筋的拉伸變形，從而減小了受力縱筋的塑性變形，導(dǎo)致裝配節(jié)點的滯回耗能能力較低。

圖17 節(jié)點能量耗散系數(shù)曲線對比Fig. 17 Comparison of energy dissipation coefficient curves of joints

綜上可知，梁端增設(shè)錨固構(gòu)造鋼筋后，裝配節(jié)點的承載能力、剛度、變形能力明顯增大，但耗能能力降低。所以，改進(jìn)的預(yù)制裝配式隔震層框架節(jié)點具有良好的結(jié)構(gòu)整體性，可用于實際隔震工程。

5 結(jié) 論

通過對鋼筋連接試件開展拉拔試驗和對隔震層框架節(jié)點進(jìn)行抗震性能分析，得出以下結(jié)論：

1）采用鋼板連接時，鋼筋試件的抗拉能力與通長鋼筋接近，在鋼板上開設(shè)凹槽再焊接固定可減小連接鋼板的平面外彎曲變形，防止連接區(qū)域局部混凝土過早損傷。

2）與現(xiàn)澆隔震層框架節(jié)點相比，預(yù)制裝配式隔震層框架節(jié)點的承載能力、剛度和耗能能力偏低，但變形能力較強。

3）預(yù)制梁端增設(shè)錨固鋼筋后，梁端局部區(qū)域的配筋增大，致使預(yù)制裝配式隔震層框架節(jié)點的承載能力、剛度和變形能力提高，但較強的配筋限制了梁中受力縱筋的塑性發(fā)展，因此耗能能力降低。

4）改進(jìn)的預(yù)制裝配式隔震層框架節(jié)點的承載能力、剛度和變形能力均強于現(xiàn)澆隔震層框架節(jié)點，說明其整體性能較好，可用于實際工程。