0 引言

　　装配式钢结构建筑因其加工标准化、产品质量高、易于循环利用、低碳环保，正受到越来越多学者的关注^[1,2]。模块化钢结构建筑作为预制程度最高的一种装配式建筑，是建筑工业化发展的一个重要方向^[3]，其具有高度集成的特点，将传统建筑根据使用功能进行模块式分割并在工厂进行模块单元预制，运抵施工现场后仅需进行基础施工和模块单元间拼装，预制比例往往>85%。

　　目前国内外学者提出“盖板螺栓连接节点”“铸铁连接节点”“内套筒连接节点”和“箱体间拼接板节点”等^[4,5,6,7]，上述钢结构集成模块间连接节点虽能实现模块间的可靠连接，但普遍存在节点形式不能与模块围护结构和内部装修相配合的问题^[8]，十字板-端板连接节点是一种垫件式模块间连接节点^[9]，可有效解决该问题。为了研究新型节点的抗震性能，设计2种抗侧形式模块的边节点试件，对其进行循环加载试验，研究其破坏形态、滞回性能、延性和耗能能力等内容，分析蒙皮效应对节点滞回性能的影响，为十字板-端板连接节点的实际应用提供参考。

　　1 试验概况

　　1.1 试件设计

　　上、下模块间新型连接节点的抗震性能试验采用足尺试验，共设计了2类试件，分别是框架型集成模块间连接节点试件(试件I)和墙体型集成模块间连接节点试件(试件Ⅱ)各1个，为了考虑墙体型模块的蒙皮效应^[9,10]和墙体的侧向刚度，并便于试验，在试件Ⅱ中设置斜撑，试件I和试件Ⅱ除了是否设置斜撑外，其他构件尺寸均一致。两类试件的构件均采用Q235-B钢，模块柱选用200mm×200mm×8mm方钢管，在柱中的梁翼缘对应处设置内隔板。模块梁选用H型钢，上模块楼面梁的规格为HN200×100×5.5×8，下模块屋面梁的规格为HN150×100×6×9，在梁端设置加劲肋，防止梁端发生局部变形。节点十字板厚度为10mm，高度为180mm，节点端板厚度为12mm。采用M22扭剪型高强度螺栓。试件Ⅱ的斜撑采用160mm×80mm×8mm矩形管，斜撑两端与梁、柱焊接。试件具体尺寸如图1所示。

　　1.2 材性试验

　　按GB/T 228.1—2010《金属材料拉伸试验第1部分:室温试验方法》^[11]中的方法确定钢材材性。将每组材性试验结果的平均值作为钢材性能指标的实测值，材性试验结果如表1所示，其中E为弹性模量，f_y为屈服强度，f_u为极限抗拉强度，δ为断后伸长率。

　　  

　　表1 材性试验结果 

　　 

　　 

　　

　　图1 试件尺寸 

　　 

　　1.3 试验装置

　　滞回试验加载装置如图2所示。试验采用柱端加载，使用1 000kN的MTS电液伺服作动器进行加载，作动器行程±250mm。竖向荷载通过1 000kN千斤顶施加于上模块柱顶，千斤顶上端与刚性横梁之间安装一个滑动装置，保证加载过程中柱顶压力始终在柱顶正上方。

　　

　　图2 加载装置示意 

　　 

　　为了实现上、下双梁铰接，并能使屋面梁和楼面梁之间发生相对错动，试验中对梁端边界条件进行特殊处理。对于试件I，梁端采用滚筒、滚轴装置来实现梁端平动，如图3a所示。对于试件II，斜撑将在加载过程中传递水平力，滚筒不能有效传递该力，故在上、下梁之间放置1个刚性垫块，如图3b所示。垫块与梁之间放置聚四氟乙烯板，实现上、下层模块错动。试验装置如图4所示。

　　

　　图3 梁端边界约束 

　　 

　　

　　图4 试验装置 

　　 

　　1.4 加载方案

　　加载过程中，首先对上模块柱顶施加恒定竖向压力，设计轴压比为0.3，然后在柱端加载点处施加水平往复荷载，规定水平作动器行程以推(向右)为正向。试验采用荷载-位移混合控制加载，在试件屈服前，采用荷载控制加载，每级荷载循环1周，试件I每级荷载增量为10kN，试件Ⅱ每级荷载增量为50kN。试件达到屈服荷载后，改为位移控制加载，每级循环3周，位移增量取0.5Δ_y，即Δ_y,1.5Δ_y,2Δ_y,2.5Δ_y,3Δ_y，…，加载直至试件破坏或荷载下降到峰值荷载的85%时停止加载，试验结束。

　　2 试验现象及破坏形态

　　试件I在加载到正向20kN时，发现节点十字板部分应变首先达到屈服应变，此时荷载-位移曲线呈线性变化，说明加载初期十字板受力较大，但十字板进入弹塑性对试件整体性能影响较小。当加载到负向30kN时，楼面梁和屋面梁翼缘应变超过钢材的屈服应变。在位移控制阶段，加载至1.5Δ_y第1次负向循环时，发现梁端有弯曲现象产生。当加载至2Δ_y第1次负向循环时，听到“嘣”的一声巨响，楼面梁下翼缘盖板与柱壁焊缝开裂，如图5a所示。继续加载至2.5Δ_y第2次负向循环时，楼面梁上翼缘与柱壁焊缝撕裂，如图5b所示。当加载到3Δ_y第1次正向循环时，下模块柱壁发生轻微鼓曲，屋面梁下翼缘与柱壁焊缝处母材撕裂，最终破坏形态如图5c所示，此时荷载迅速下降到18.8kN，停止加载。

　　在整个加载过程中，十字板沿加载方向的竖板在加载后期产生轻微弯曲，垂直加载方向的竖板未发生变形，节点下端板与下模块柱端板间有微小缝隙，如图5d～5e所示。十字板-端板节点在往复荷载作用下出现“一边高一边低”现象，如图5f所示。节点高的一侧受拉力，低的一侧受压力，形成节点弯矩，表明节点在水平荷载作用下会传递弯矩。

　　

　　图5 试件I试验现象 

　　 

　　试件Ⅱ在加载到负向100kN时，节点十字板上测点T14的应变均超过钢材的屈服应变，节点边角处出现应力集中，率先进入塑性状态。继续加载至负向150kN时，十字板的北侧竖板下部测点超过钢材的屈服应变，此时监控到的荷载-位移曲线仍基本呈线性变化，试件基本处于弹性状态。加载至Δ_y第1次负向循环时，发现梁端约束装置螺栓有松动，当加载位移到“0”位置时，在螺栓杆上加装1个螺母后继续加载。加载至1.5Δ_y第1次正向循环时，梁端约束板在梁端反力作用下产生弯曲变形，对其进行加劲补强后继续加载。当加载至2Δ_y第2次正向循环时，发出“砰”的一声巨响，节点十字板与下端板处焊缝开裂，如图6a所示。随后加载至2Δ_y第3次负向循环时发现十字板开始屈曲，如图6b所示。加载至2.5Δ_y第3次负向循环时，节点端板发生弯曲，柱端板向内凹陷，施工孔有轻微撕裂，如图6c所示。继续加载至3Δ_y第1次正向循环时，下模块斜撑与梁连接处焊缝开裂，如图6d所示。加载至3Δ_y第1次负向循环时，试件发出一声巨响，上模块斜撑与梁连接处焊缝撕裂，如图6e所示，随着循环荷载加大，十字板的屈曲变形逐渐加剧。在3Δ_y第3次循环加载时，楼面梁和屋面梁翼缘均撕裂。继续加载至3.5Δ_y第1次负向循环，屋面梁腹板撕裂，最终破坏形态如图6f所示，承载力下降至峰值荷载的85%，停止加载。

　　试件Ⅱ由于梁端约束与实际情况存在差异，不能有效实现屋面梁滑动，使得屋面梁端受集中反力作用，导致屋面梁和楼面梁翼缘与斜撑焊缝破坏，最终出现屋面梁端腹板焊缝撕裂的破坏形态。

　　试件I的十字板在整个加载过程中未发生明显变形，梁端出现轻微弯曲现象，发生柱壁撕裂破坏;而试件II的十字板在加载后期产生严重的屈曲变形，如图6g所示，模块柱和梁没有明显变形。这表明蒙皮效应对节点的受力性能有明显影响，试件II的柱端水平力通过斜撑向梁的跨中传递，极大地减小柱端弯矩，但增加的水平荷载使得十字板产生严重变形。

　　

　　图6 试件Ⅱ试验现象 

　　 

　　3 试验结果及其分析

　　3.1 滞回曲线

　　2个试件的柱端荷载-位移滞回曲线如图7所示，由图可知:(1)试件I和试件II在加载初期，荷载-位移曲线呈线性关系增长，滞回环所包围面积很小，试件整体处于弹性阶段。随着荷载增加，试件I的节点十字板、屋面梁和楼面梁先后屈服，试件Ⅱ的节点十字板、端板和模块梁依次屈服，2个试件进入弹塑性阶段，试件屈服后，滞回环逐渐张开，所围面积增大。(2)试件I和试件II的荷载-位移曲线均大致呈纺锤形，展现出较好的耗能能力。(3)2个试件的滞回曲线均有不同程度的捏缩效应，造成这种现象的主要原因为:试件节点采用全螺栓连接，在循环荷载作用下，高强度螺栓预紧力损失，模块柱与连接节点间发生相对滑移;梁端约束板不是理想的刚性体，在加载过程中发生微小变形。

　　

　　图7 试件柱端荷载-位移滞回曲线 

　　 

　　3.2 骨架曲线

　　试件I和试件II的骨架曲线如图8所示，将骨架曲线中特征点的荷载和位移列于表2。对于文中无明显屈服点的试件，采用“最远点法”确定试件的屈服点^[12]。试件骨架曲线上的最高点定义为峰值点，对应的峰值荷载为P_max，峰值位移为Δ_max。骨架曲线上荷载下降15%时对应的荷载为试件的极限荷载P_u，对应的极限位移为Δ_u。

　　

　　图8 试件骨架曲线 

　　 

　　  

　　表2 试件特征点的荷载和位移 

　　 

　　 

　　

　　由图8和表2可知，2个试件的柱端荷载-位移骨架曲线都大体呈S形，大致经历了弹性阶段、弹塑性阶段、塑性阶段和破坏阶段。试件Ⅱ的正、负向承载力分别为试件I的8.37倍和8.63倍，这说明集成模块的蒙皮效应对钢结构模块间的水平承载力有显著提高。试件I在加载后期由于梁柱焊缝处模块柱母材撕裂导致承载力急剧下降。试验结束后割开模块柱发现，焊缝撕裂是由于模块柱内隔板与梁翼缘相邻一侧未施焊，造成内隔板在负向加载时未能有效发挥传力作用。试件Ⅱ的正、负向承载力较对称，但正、负向加载位移却呈明显不对称，这主要是因为正向加载时，图3b中的梁端约束对试件Ⅱ楼面梁起到滑动铰支座的作用;而负向加载时，该梁端约束由于螺栓松弛，使得楼面梁端产生竖向位移，对楼面梁在竖向的约束类似于弹簧而不能完全限制其位移，相比于滑动铰支座，负向加载时的梁端约束减弱，导致负向加载时的约束刚度较小，产生位移不对称现象。

　　3.3 承载力退化

　　试件的强度退化特性采用荷载降低系数λ_j来表示，即同一级加载各次循环所得峰值点荷载与该级第1次循环所得峰值点荷载的比值。

　　试件的承载力降低系数随加载级数的变化曲线如图9所示，由图可知，试件I在正向加载时，位移<2Δ_y时承载力退化并不明显。当位移达到2.5Δ_y时，由于屋面梁下翼缘与柱壁焊缝撕裂，承载力急剧下降，表现出明显的承载力退化现象。负向加载时，加载位移<1.5Δ_y时，承载力未出现明显退化。当加载到2Δ_y第1圈循环时，由于楼面梁下翼缘处柱壁母材开裂，导致承载力急剧下降，表现出明显的承载力退化现象。试件Ⅱ前期承载力下降主要是因为节点十字板的屈曲和梁端弯曲，承载力退化较小。随着荷载增加，支撑和梁端焊缝撕裂，承载力退化明显，承载力降低系数λ_j为0.86～1.05。

　　

　　图9 承载力退化曲线 

　　 

　　3.4 刚度退化

　　采用同一级荷载下环线刚度K_j来描述试件的刚度退化特性，K_j按下式计算:

　　

　　 

　　式中:P_jⁱ为第j(j=Δ/Δ_y)级位移加载时第i次循环的峰值点荷载值;Δ_jⁱ为第j(j=Δ/Δ_y)级位移加载时第i次循环的峰值点变形值;n为每级加载的循环次数。

　　试件的刚度退化规律如图10所示。在加载过程中，由于钢材损伤、节点塑性变形、焊缝开裂以及螺栓滑移等因素的影响，2个试件的刚度退化明显。试件Ⅱ的正向环线刚度大于负向环线刚度，这主要是因为试件II的梁端约束在正向加载和负向加载过程中对试件的约束程度不同，且负向加载时，边界处存在多重空隙。试件II第1加载级的正、负向环线刚度分别是试件I的10.02倍和8.78倍，表明模块的蒙皮效应会显著提高节点刚度。

　　

　　图1 0 刚度退化曲线 

　　 

　　3.5 延性和耗能能力

　　采用位移延性系数μ来评价试件在循环荷载作用下的延性特性，μ=Δ_u/Δ_y，其中Δ_u为试件极限位移，Δ_y为试件屈服位移，2个试件的位移延性系数如表3所示。

　　  

　　表3 试件延性及耗能指标 

　　 

　　 

　　

　　由表3可知，试件I正向加载时位移延性系数μ达到2.52，负向加载时由于盖板焊缝过早开裂以及柱内隔板焊缝问题，未能完全发挥试件的塑性变形能力，导致负向的位移延性系数偏低，仅为1.63。试件Ⅱ正、负向加载时的位移延性系数较接近，其平均值为2.70，表现出较好的塑性变形能力。

　　试件的耗能能力是指试件在地震反复作用下吸收能量的大小，以荷载-位移曲线所包围面积来衡量，采用能量耗散系数E来评价试件的耗能能力，计算公式为:

　　

　　 

　　式中:S_ABCD,S_△OBE,S_△ODF分别表示图11中滞回环ABCD，△OBE，△ODF的面积。

　　

　　图1 1 能量耗散系数计算 

　　 

　　试件I和试件Ⅱ的能量耗散系数E如表3所示，能量耗散系数E随加载级数的变化曲线如图12所示。由表3可知，峰值荷载时试件I，Ⅱ的能量耗散系数分别为1.82,1.42，均表现出良好的耗能能力。试件Ⅱ的能量耗散系数比试件I小22.0%，其原因为试件Ⅱ达到峰值荷载时，楼面梁和屋面梁与斜撑焊缝发生撕裂，后续加载过程中该处变形进一步加剧，而十字板没有充分发挥塑性变形能力。

　　由图12可见，在加载初期的弹性阶段，试件I，Ⅱ的能量耗散系数E相对较小，随着荷载增加，试件I，Ⅱ的能量耗散系数逐渐增大。试件I在整个加载过程中比试件Ⅱ表现出更好的耗能能力，原因为:(1)试件Ⅱ的荷载是试件I的5.1～7.7倍，试件Ⅱ的螺栓滑移大于试件I，造成滞回曲线有更加明显的捏缩现象;(2)试件Ⅱ的梁端反力远大于试件I，在负向加载时，试件Ⅱ的约束盖板与楼面梁翼缘之间会产生空隙，使得试件Ⅱ滞回曲线的捏缩进一步加大。

　　

　　图1 2 能量耗散系数曲线 

　　 

　　4 结语

　　1)试件I的变形集中在模块柱和梁，试件Ⅱ的变形主要集中在十字板，表明蒙皮效应会影响节点的受力性能，不考虑蒙皮效应的节点更易发生柱端破坏。

　　2)蒙皮效应对模块间的水平承载力和侧向刚度有显著影响，在设计中对于框架型集成模块钢结构，当单个模块围护结构的侧向刚度较大时，需考虑围护结构的蒙皮效应。

　　3)模块梁中的内力通过与之相连的柱壁传递至模块柱，内隔板的焊缝质量是保证内隔板有效传力的关键，可避免梁柱相交处柱壁母材撕裂。

　　4)试验中试件Ⅱ的梁末端先于节点发生破坏，未能达到试验目的，后续需对试验边界装置进行优化，进一步完善试验。