刘 洋，陈志华, ，刘佳迪，钟 旭

(1. 天津大学建筑工程学院，天津 300072；2. 天津大学水利工程仿真与安全国家重点实验室，天津 300072)

模块建筑是以三维空间的集成模块为基本单元、运输至现场后拼接而成的建筑形式[1]，是一种高效的模块化建造方式，具有施工速度快、加工质量精良、现场污染小、可循环利用等优点[2]．为了更好地发挥模块建筑的建造优势，模块单元往往进行标准化设计，规模化加工生产，广泛应用到宿舍、办公楼、酒店、医院等建筑中[3]．

天津静海子牙尚林苑(白领宿舍)一期工程，是全国首个获得正式行政审批的多层模块化居住项目[4]，该工程采用柱承重式模块结构体系，总共157 个钢结构模块单元，仅需大约10 天的时间便完成了模块单元运输及现场单元拼接安装．由于该建造方式的特点，模块建筑不同于传统钢结构，主要体现在模块内具有双梁结构(天花板梁和地板梁)[5]和模块单元间连接节点[6]．

根据模块单元内传力路径的不同，模块结构分为墙承重式和柱承重式结构体系[7]，其中柱承重式模块结构布置相对灵活，易于满足建筑布局功能要求，应用较为广泛．从单元间连接节点方面，近年来，专家学者们提出了许多新型的模块结构单元间连接节点[8]，按照其连接部位可分为两大类[7]，即柱端连接和梁端连接．其中柱端连接包括焊接封板-螺栓连接节点[9]、预应力连接节点等[10]，梁梁连接包括铸头-十字板连接节点[11]、梁-梁连接节点[12]、铸钢托架连接节点[13]、VectorBloc 连接节点等[14]，这些新型节点试验试件大多数采用半结构试验模型并假设柱的反弯点在柱中间，但实际上由于天花板梁和地板梁对柱端约束不同，柱反弯点位置较难准确确定．从结构体系方面，Annan 等[15]对框架支撑模块结构进行了试验研究，最终双梁间短柱发生弯曲破坏．Hong 等[16]进行了双层框架式模块结构抗侧性能试验，框架柱两端发生局部曲屈破坏．Chen 等[10]针对预应力连接节点的模块结构展开足尺试验研究，最终天花板梁处混凝土发生开裂破坏．以上结构层次研究中可以发现不同单元间连接节点组成的模块结构破坏模式不尽相同.

鉴于集成模块单元在现场连接时由于操作空间有限对单元间连接的可操作性及便捷性具有较高的要求，笔者研究团队提出了角件旋转式的模块连接节点[17]，该连接节点在模块单元角部进行连接，现场连接时不影响集成模块单元内部装修的完整度，满足建筑功能层面的作业化要求，并且该节点现场操作简单，安装便捷．该节点适用于整体模块建筑的角部及边部处．此外，通过该节点抗弯试验[6]，得到该节点的初始转动刚度，并结合结构分析提出了相应的设计建议．

本文基于该连接节点进一步开展双层足尺模块结构低周往复加载试验，研究其承载性能及破坏模式，得到了其滞回性能、延性、刚度退化规律、变形模式及应变响应等．

1 试件设计

1.1 单元间连接节点

角件旋转式模块连接节点[17]包括上、下角件和连接件(图1(a))，其中连接件包括连接板、上旋转件、下旋转件和螺母．具体操作过程如图1(b)所示：下模块单元安装就位后，将连接件放置在下层模块单元角件上，此时下旋转件已经进入角件内部，吊装上层模块单元放置连接件上，此时上旋转件进入上层单元角件中，然后通过角件侧向操作孔将上旋转件旋转90°，通过联动件带动下旋转部分同步旋转，最后通过螺母将其紧固．

图1 角件旋转式模块连接节点组成及拼装示意Fig.1 Schematic diagram on composition and assembly of the rotary inter-module connection

1.2 双层模块框架构造

试件设计为双层足尺模块平面结构，上下层模块框架通过角件旋转式模块单元间连接节点进行连接．上下层模块框架尺寸如图2 所示．上框架顶部角件以及下框架底部角件均用加强短柱代替，并在加强短柱上下面内侧设置水平加劲肋进行局部加强，加强短柱采用方钢管，截面尺寸为□200 mm×200 mm×16 mm．模块柱采用方钢管，截面尺寸为□200 mm×200 mm×8 mm，天花板梁和地板梁均采用热轧H型钢，天花板梁截面尺寸为H150 mm×150 mm×7 mm×10 mm，地板梁的截面尺寸为H194 mm×150 mm×6 mm×9 mm．所有梁和柱与角件或者加强短柱的连接均采用全熔透对接焊缝，此外，在天花板梁和地板梁端部上下翼缘处增设盖板，并与梁翼缘通过角焊缝连接．上下模块框架中所有构件材质均采用Q345B(名义屈服强度为345 MPa)．

图2 上下层模块框架尺寸(单位：mm)Fig.2 Dimensions of the upper and lower modular frames(unit：mm)

2 拟静力试验

2.1 材性试验

在试验之前，首先进行钢材材性试验，所有材性件与试验试件取自同一母材并同期加工，同一厚度的材性件加工3 个试样，结果取其平均值，如表1 所示．其中t表示测得的构件厚度，fy表示屈服强度，fu表示极限强度，δ为断后伸长率，E为弹性模量．

表1 材性数据Tab.1 Material data

2.2 加载装置

试件进行平面内低周往复加载，试验加载装置如图3 所示，上模块框架顶部加强短柱处被左右两个夹板通过4 根长螺栓进行固定，右侧夹板带有耳板，将耳板与水平千斤顶端部通过销轴连接，水平千斤顶另一端通过锚栓固定在反力墙上，加载过程中对试件施加水平力并通过力传感器进行量测．两个竖向千斤顶放置在上层模块框架顶板上部，通过滑动支座顶住反力梁，并且滑动支座可以在加载方向自由滑动，进而保障对模块柱施加恒定的轴压力，轴压比取0.2.试件下模块框架底部耳板与底座耳板采用销轴连接，并且底座通过地锚螺栓与地面固定．此外，为了避免试件在加载过程中发生整体的平面外失稳，在上下模块框架分别安装侧向约束装置，该装置为两个截面150 mm×150 mm×6 mm 的方钢管，分别放置在试件前后，该装置端部通过高强螺栓固定在反力架上，并且在侧向约束装置与上下模块柱接触面处涂抹润滑油，减小加载过程中它们间的水平摩擦力．

图3 加载装置Fig.3 Experimental setup

2.3 加载制度及量测方案

加载分为预加载和正式加载两个阶段．预加载时，轴压力施加设计轴压力的50%，水平力以预估屈服荷载的10%进行一次往复加载．正式加载时采用位移控制的加载制度，如图4 所示．依据美国标准ATC-24[18]，加载过程分为弹性循环加载和塑性循环加载，取预估极限荷载的70%所对应的位移为屈服位移(Δy)，屈服前，采用0.25Δy、0.50Δy、0.70Δy进行分级加载，每级位移循环2 次．屈服后，采用1.0Δy、1.5Δy、2.0Δy循环加载，每级位移循环3 次，然后2.5Δy、3.0Δy(之后每级位移按照Δy递增)，每级位移循环2 次，当荷载降到极限荷载的85%，或者变形较大危及安全时，停止试验．此外，规定从右往左(施加推力)加载时位移和荷载为正，相反为负，如图3所示．

图4 加载制度Fig.4 Loading protocol

测点布置如图5 所示，其中4 个位移计分别布置在上下模块框架顶端和底端侧面，编号依次为LVDT1～LVDT4，用于量测试件加载过程中沿高度方向的水平位移．另外，在中间节点域处上下模块柱端布置4 个倾角仪，编号依次为R1～R4，用于量测加载过程中上下模块柱的转动情况．另外由于在上下框架连接区域包括地板梁(FB-1)与柱(C1、C2)连接节点及天花板梁(CB-2)与柱(C3、C4)连接节点，在它们的梁端及柱端翼缘处布置应变片，以及在下层框架底部区域即地板梁(FB-2)与柱(C3、C4)连接节点，在其梁端和柱端布置应变片，这些应变片用于测试在加载过程中结构的应力分布状态．应变片布置位置相似，以地板梁(FB-1)与柱(C1)连接节点为例，应变片布置如图5 所示．其中测点1～5 和6～10 分别布置在FB-1 左端上、下翼缘上，测点11 和12 布置在C1 下端左、右翼缘处，测点13 和14 布置在连接件中下旋转件螺杆两侧凹槽内．同样地，测点15～19 和20～24 分别布置在CB-2 左端上、下翼缘处，测点25 和26 布置在C3 上端左、右翼缘处，测点27～31 和32～36 分别布置在FB-2 左端上、下翼缘处，测点37 和38 布置在C3 下端左、右翼缘处．此外，在结构右半部分对称的位置布置与左侧同样的应变片．

图5 测点布置(单位：mm)Fig.5 Measurement plan(unit：mm)

图6 试验加载过程现象Fig.6 Experimental phenomena during loading process

2.4 试验现象

初始加载阶段，整个结构处于弹性阶段，荷载位移曲线(P-Δ)基本呈线性变化，其中位移采用位移计LVDT1 进行量测记录．当荷载为124.4 kN 时，在P-Δ曲线上可以观察到有轻微的刚度退化的趋势，此时位移为100.5 mm(记为Δy)．在1.5Δy第1 次循环正向加载过程中，可以轻微听到焊缝开裂的丝丝声响．当加载到2.0Δy第3 次循环负向时，下模块地板梁右侧下翼缘出现轻微屈曲，位置在盖板边缘处(图6(a)).在2.5Δy第1 次循环正向加载时，荷载达到150.2 kN(Δ＝189.7 mm)，听到一声巨响，观察到下模块地板梁右侧下翼缘根部焊缝发生撕裂(图6(b))，荷载降为120.4 kN．此时，对焊缝断裂处进行补焊并进行了加强然后继续加载，荷载再次缓慢上升，但随后右侧焊缝补强处再次开裂并且腹板发生撕裂(图6(c))，但下模块地板梁左侧下翼缘出现塑性铰(图6(d)).当2.5Δy第1 次循环负向加载时，下模块地板梁右侧开裂的焊缝逐渐被压实，达到-2.5Δy位移时，下模块天花板梁右侧上翼缘与角件连接焊缝发生撕裂(图6(e))，下模块地板梁左侧上翼缘出现轻微屈曲(图6(f))．在3.0Δy第1 次循环正向加载过程中，下模块天花板梁右侧上翼缘开裂的焊缝逐渐被压实，当位移加载到268 mm 时，地板梁右侧腹板开裂继续发展(图7(a))，破坏明显，而模块地板梁左侧下翼缘形成明显塑性铰(图7(b))，位置在盖板外边缘处．此时荷载为93.4 kN，已经小于最大承载力85%．然后开始卸载并进行负向加载，在3.0Δy第1 次循环负向加载过程中，当位移加载到-273.8 mm(P＝-131.5 kN)时，突然听到一声巨响，下模块地板梁右侧端部发生贯通断裂破坏(图7(c))，承载力骤降为66.1 kN，观察到天花板梁右侧腹板撕裂继续发展已经超过截面中和轴，并且节点已张开(图7(d))，停止加载，然后卸载至0 kN．此时下模块单元地板梁与天花板梁均破坏，但下层模块柱仍通过单元间连接节点与上模块单元相连．为了进一步考察在单元内梁柱节点发生破坏后模块结构的残余承载性能，在此基础上进行继续推覆试验：将转角仪和应变箱均重新平衡，然后开始负向单调加载．随着荷载的增加，侧移也不断加大，最后位移达到368.6 mm(P＝-91.8 kN)，即负向加载破坏后卸载至0 kN 的位置继续加载-186.4 mm，由于位移过大，已达到顶部滑动小车的量程，故停止试验．单元间连接节点的张开量增加明显但未发生破坏，如图8 所示．

图7 试件破坏形式Fig.7 Failure mode of the specimen

图8 单元间连接节点张开Fig.8 Opening of the inter-module connections

3 试验结果分析

3.1 滞回曲线和骨架曲线

结构的荷载-位移曲线如图9 所示，水平千斤顶施加的荷载通过力传感器进行量测，水平位移通过位移计LVDT1 进行记录．从图中可以看出，循环加载前期滞回环较为饱满，由于地板梁右侧焊缝质量原因发生撕裂后，出现承载力骤降和一定程度的捏拢现象，但地板梁左侧由于焊缝质量良好，试验过程中形成塑性铰并逐渐发展，结构可以较好地耗能．

图9 荷载-位移曲线Fig.9 Load-displacement curves of the specimen

根据骨架曲线(图9)采用通用屈服弯矩法获得结构的基本力学性能参数，结果如表2 所示．其中Py和dy分别表示结构屈服荷载和屈服位移；Pmax和dmax分别表示最大荷载及其对应的位移；du表示极限位移，指的是荷载降至承载力的85%时所对应的位移；μ是延性系数，为dmax与dy的比值．该结构在破坏前正负加载方向的承载力基本一致，受力较为稳定．但结构的延性系数小于2，是由于焊缝发生非预期的撕裂破坏，导致结构延性没有得到充分发挥．

表2 QS1试件主要力学性能参数Tab.2 Major mechanical characteristics parameters of QS1 specimen

结构破坏后继续进行推覆试验，荷载位移曲线与原结构的骨架曲线对比如图10 所示，通过对比可以发现虽然结构已经发生严重破坏，抗侧刚度已经明显降低，但该结构仍可以继续承载，最后残余承载力达到-91.8 kN，数值大于原结构试验结束时的荷载值(P＝-66.1 kN)，表明该结构在下层框架双梁(CB-2和FB-2)失效后，通过节点域内力重分布，剩余结构仍可以继续承担荷载．

图10 往复加载试验骨架曲线与继续推覆试验曲线对比Fig.10 Comparison of load-displacement curves between the cyclic experiment and push-over experiment

3.2 延性分析

图11 为上下层模块框架的荷载-层间位移角曲线，模块结构的层间侧移定义为上层模块单元天花板梁水平位移减去下层模块单元相应的水平侧移[10].对比发现下层模块框架破坏后，整体结构的侧移主要集中在下层模块框架．美国的现行规范ANSI/AISC 341-16[19]规定中等抗弯框架和特殊抗弯框架的层间位移角限值分别为0.02 rad 和0.04 rad．由图11 可知，对于该模块结构，上下层模块框架在层间位移角为0.02 rad 时承载力均未出现下降．尽管在正向加载时下层模块框架地板梁焊缝发生非预期的撕裂破坏，但下层模块框架仍能达到0.04 rad 的层间位移角且对应的正向和负向加载时的荷载值分别为131.8 kN和157.0 kN，均大于极限承载力的80%，表明该结构具有较好的延性．此外，下层模块框架另一侧梁端焊缝始终完好，而是在翼缘处形成明显的曲屈，可以推论出如果焊缝质量可以保障，该结构延性可以更好地体现出来．

图11 荷载-层间位移角曲线Fig.11 Load versus inter-story drift ratio curves

3.3 刚度退化

刚度退化是用来描述结构的刚度随反复加载次数的增加而降低的特性，可以用切向刚度来表示．切向刚度是指相邻荷载步骨架曲线的斜率，可用于直观反映结构承载力的变化情况，若切线刚度为正值，那么说明本级的承载力较上一级为增加趋势，反之，则承载力出现降低趋势．其计算式为

试件的切向刚度退化规律如图12 所示，加载初期正负两个方向切向刚度基本一致，随着加载的进行，结构荷载位移曲线表现出负刚度且斜率陡增，说明承载力发生骤降，主要是由于焊缝撕裂所致，最后负向加载过程中下模块地板梁右侧根部发生贯通断裂破坏，切向刚度骤减．

图12 试件切向刚度退化规律Fig.12 Tangent stiffness degradation of the specimen

3.4 变形模式

结构沿高度方向的侧移分别通过位移计LVDT1～LVDT4 记录，结构变形模式如图13 所示.由图可知，结构的变形在正负两个方向的加载过程中基本呈对称变化，并且在达到1.5Δy位移之前，上下层模块柱侧移几乎呈同步线性变化，说明上下模块框架在该单元间连接节点的连接下协调变形，协同工作．然后随着位移的增加，下层模块框架柱的侧移逐渐大于上层模块框架柱，主要是由于下层模块框架地板梁发生破坏后导致柱端约束减小，进而发生较大的侧移．加载到最后可以发现下层模块框架柱的侧移明显大于上层模块框架柱，主要是由于下层框架地板梁右侧梁端发生贯通断裂破坏，天花板梁右侧梁端开裂至中和轴处，对该层柱端约束作用明显降低，可以进一步解释单元间连接节点张开的试验现象．

图13 试件变形模式Fig.13 Deformation patterns of the specimen

单元间连接节点的张开情况可以通过上下模块柱端的倾角仪读数的差值来反映，本文对左侧单元间连接节点张开情况进行分析(R3-R1)．由于结构在达到2.0Δy位移时，焊缝断裂导致倾角仪振落失效，本节只分析失效前的单元间连接节点在结构水平荷载下的转动情况，以及卸载后对结构进行负向单调推覆试验时重新安装转角仪后，随着荷载的增加，单元间连接节点转动变化，如图14 所示．

由图14 可知，在加载初期结构屈服之前，单元间连接节点转角在两个方向加载过程中呈对称变化且转角较小，然而在进行单调推覆试验，可以观察到单元间节点转角明显增加且变化趋势变陡，最终左侧节点处上下倾角仪差值为2.24°，右侧节点处上下倾角仪差值为2.30°．进一步反映出在弹性阶段单元间连接节点传递的弯矩维持在一个较低水平，但当下层模块框架内部梁柱节点破坏后，单元间连接节点传递弯矩明显增加，因此模块结构在延性设计时应对单元间连接节点的力学性能给予更多的重视．

图14 单元间连接节点转动情况Fig.14 Rotation of the inter-module connection

3.5 结构组成及节点受力模式分析

基于本试验试件，以单跨双层平面模块结构为例，如图15 所示．与传统钢结构相比，模块结构组成特点在于具有双梁(天花板梁和地板梁)和单元间连接节点(图15(a))．在顶部水平力作用下，无论对模块结构和传统钢结构，柱子都是主要的抗侧力构件，但模块结构中由于每层中都有双梁的存在，对柱端会有更多的约束，且框架内力通过竖向单元间连接节点从上向下传递．同时从节点层次来看，上下模块框架连接处包含上梁柱节点、下梁柱节点以及单元间连接节点(转动刚度设为K0)，而传统钢结构中对应的是连续柱与单梁，并通过梁柱节点进行连接(图15(b))．提取模块结构及传统钢结构中相同位置的节点内力(弯矩)受力分析图，如图15 所示．

在模块结构中，由弯矩平衡关系可得

式中：MC1为上层模块柱柱端弯矩；MC2为下层模块柱柱端弯矩；MB1为地板梁梁端弯矩；MB2为天花板梁梁端弯矩；M0为单元间连接节点传递的弯矩．

对于传统钢结构，由弯矩平衡关系可得

图15 单跨双层平面结构组成及节点传力机制分析Fig.15 Components of one-bay two-storey structures and analysis of force transferring mechanism of connections

式中：M1为上层柱柱端弯矩；M2为下层柱柱端弯矩；MB为梁端弯矩．

试验中下模块框架天花板梁失效(即MB2＝0)后，由式(2)可知，即使节点域位置发生一处梁柱节点破坏，通过节点域内力重分布，剩余结构仍可以继续承担荷载(即具有残余承载性能)，但此时根据式(3)单元间连接节点传递的弯矩(M0)会增加，与继续推覆试验中单元间连接节点张开量明显增加试验现象吻合，但也进一步说明在发生这种失效模式后竖向单元间连接节点的性能尤其是抗弯承载力对整体结构尤为重要．而传统钢结构中，梁端失效(即MB＝0)后，由式(4)可知，柱端弯矩会发生方向突变且绝对值增大，对结构更为不利．

3.6 应变分析

《钢结构模块建筑技术规程》(T/CECS 507—2018)[20]中规定弹性阶段的层间位移角控制为1/300，弹塑性层间位移角控制为1/50，《Seismic Provisions for Structural Steel Buildings》(ANSI/AISC 341-16)[19]中规定特殊框架的层间位移角控制为1/25．由于对该双层结构而言，下层模块框架起主要控制作用，依据上述规范，本节选取了负向加载时3个临界状态，即下层模块框架层间位移角达到1/300、1/50 和1/25 时的结构应变分布状态进行分析．应变片测点布置在第2.3 节中已介绍，其中梁端测点选取盖板外侧测点(10、24、36、48、62、74)，梁端及柱端受拉翼缘应变分布如图16 所示．在弹性阶段(图16(a))，结构受力较为均匀，左右梁端应变呈反对称分布(方向相反，大小基本一致)，柱端应变较小且沿柱高依次减小．在下层框架层间位移角达到1/50 时(图16(b))，左右梁端应变仍基本呈反对称分布，但左右柱端应变差异变大，上框架右柱底部应变较大但在下框架中是左柱底部应变较大，上下框架结构呈现独立的承载状态．在下层框架层间位移角达到1/25 时(图16(c))，下框架地板梁右端应变明显增大，而且上下框架右侧连接处，相比于下框架天花板梁，上框架地板梁应变增加明显，结构薄弱位置出现在下层框架地板梁和天花板梁右端，并且此时节点域处上框架地板梁开始分担更多的内力．

图16 负向加载时不同层间位移角下结构应变分布(单位：με)Fig.16 Strain distributions at different inter-story drift ratios under negative loading(unit：με)

此外，重点对比了结构左侧下模块框架天花板梁和地板梁的应变变化，如图17 所示，在位移到达屈服位移之前，测点应力处于较低水平并且变化浮动较小，表明双梁应力沿翼缘长度和宽度方向均分布一致，受力均匀．随着位移继续增加，应变也剧烈变化且地板梁的应变明显大于天花板梁，说明下框架中地板梁梁端受力较大，与试验现象中地板梁梁端产生塑性铰试验现象相吻合(图6(d))．同时可以观察到，相比于其他位置，加载过程中盖板处的应变一直处于较低的状态(测点15、20、27 和32)，说明该构造措施可以有效地加强节点并可以实现梁端塑性铰外移．

在整个循环加载过程中，左侧单元间连接节点连接件的轴向应变变化如图18 所示，由图可知，在加载初期单元间连接节点应力水平很低，说明单元间连接节点受力较小，但后期下框架地板梁和天花板梁逐渐发生破坏后，单元间连接节点的轴向应变突增，说明单元间连接节点传递的内力开始变大，且试验结束时该节点最终也未发生破坏，表明该单元间连接节点可以安全可靠地传递内力．

图17 下层模块框架天花板梁和地板梁翼缘应变变化Fig.17 Strain variations at the flanges of the ceiling and floor beam in the lower frame

图18 单元间连接节点轴向应变变化Fig.18 Axial strain variations of the inter-module connection

4 结 论

本文基于提出的角件旋转式模块单元间连接节点，设计并完成了双层足尺柱承重式模块结构低周往复加载试验，揭示了该结构的承载性能、破坏模式及应变分布状态．主要结论如下．

(1) 该结构下层模块框架地板梁和天花板梁右端发生焊缝撕裂破坏，而地板梁左侧出现明显塑性铰；角件旋转式连接节点尽管出现了一定程度的张开但可以有效地传递内力并未发生破坏；通过继续推覆试验，表明该结构即使在单元内梁柱节点发生破坏后，仍具有一定的残余承载性能．

(2) 该结构具有较好的抗震性能和延性，下层模块框架在负向加载达到0.04 rad 的层间位移角时仍保持较高的承载能力，即使在正向加载时地板梁梁端发生焊缝撕裂，但达到0.04 rad 层间位移角时的荷载值也超过极限承载力的80%，因此可以推测出如果焊缝质量可以保障，该结构可获得更优良的抗震性能．

(3) 在结构屈服前，上下层模块框架连接节点张开量维持在较低水平，模块结构在下层框架内部节点发生破坏后连接区域处会出现内力重分布，但随着继续加载连接节点处张开量会不断增加，此时对单元间连接节点性能更要予以重视．另外通过应变分析，表明盖板构造措施可以有效实现梁端塑性铰外移．