楊 輝 郭正興 尹 航 管東芝 楊 森

(東南大學(xué)土木工程學(xué)院, 南京 210096)

預(yù)制裝配式混凝土框架結(jié)構(gòu)具有構(gòu)件制造質(zhì)量好、施工速度高效，以及節(jié)省現(xiàn)場模板和勞動力的優(yōu)勢，在各類建筑中應(yīng)用廣泛[1-3].目前，在預(yù)制裝配式框架結(jié)構(gòu)體系中，因其設(shè)計方法和構(gòu)造規(guī)則與整體現(xiàn)澆結(jié)構(gòu)相似，等同現(xiàn)澆結(jié)構(gòu)體系得到了大量的研究和應(yīng)用.預(yù)制結(jié)構(gòu)的關(guān)鍵在于節(jié)點處預(yù)制構(gòu)件之間的連接，在等同現(xiàn)澆結(jié)構(gòu)體系中，梁柱節(jié)點預(yù)制構(gòu)件之間的結(jié)構(gòu)連續(xù)性通常使用現(xiàn)澆混凝土和預(yù)制構(gòu)件縱向鋼筋的特殊構(gòu)造來實現(xiàn).其中一種傳統(tǒng)的等同現(xiàn)澆框架結(jié)構(gòu)體系在許多國家地區(qū)如美國、新西蘭、日本、中國等得到了普遍應(yīng)用，即梁柱節(jié)點采用預(yù)制梁底筋深入節(jié)點核心區(qū)彎鉤錨固的方式[4].然而，這種方法會導(dǎo)致節(jié)點核心區(qū)的擁塞，特別是對于雙向框架問題更加突出.因此，柱尺寸需要相當(dāng)大，以適應(yīng)所需的底筋錨固長度要求，并減少由彎鉤鋼筋引起的擁堵.國內(nèi)外學(xué)者對此提出了多種改進(jìn)構(gòu)造方式：改進(jìn)錨固筋的構(gòu)造，如減少數(shù)量并加大底筋直徑或附加端部錨固板等[5-9]；通過穿過節(jié)點核心區(qū)的附加鋼筋與預(yù)制梁底筋進(jìn)行搭接[10]；前2種方法相結(jié)合[11-13].

本文提出了一種以小直徑HTRB630級高強高延性鋼筋作為預(yù)制梁底筋的預(yù)制裝配式混凝土框架梁柱節(jié)點.小直徑高強鋼筋所需的錨固長度較短，并可以在有限的空間內(nèi)自由彎曲，從而解決了這一問題.HTRB630級鋼筋是我國最新研制的一種新型低合金高強高延性帶肋鋼筋.其外形和拉伸應(yīng)力-應(yīng)變特性與普通熱軋低合金鋼鋼筋十分相似，最大力伸長率和斷裂伸長率分別高達(dá)12.5%和22%，滿足我國規(guī)范規(guī)定的抗震鋼筋最大力伸長率9%的使用要求.因此，新型節(jié)點的抗震性能是可以預(yù)期的.目前，對現(xiàn)澆結(jié)構(gòu)采用600MPa級鋼筋進(jìn)行了一定的相關(guān)試驗研究[14-20]，但對于裝配式混凝土結(jié)構(gòu)采用600MPa以上鋼筋的研究還未見.因此，本文對十字形梁柱節(jié)點進(jìn)行試驗研究，以驗證所提出的新型節(jié)點構(gòu)造形式，同時對可能影響節(jié)點性能的其他相關(guān)構(gòu)造細(xì)節(jié)如疊合梁頂緣縱向鋼筋的類型、鍵槽內(nèi)是否增設(shè)附加小箍筋、鍵槽內(nèi)壁的粗糙方式及預(yù)制柱的類型進(jìn)行了探討.

1 新型節(jié)點構(gòu)造

高強底筋錨入式預(yù)制裝配式混凝土框架節(jié)點包括預(yù)制柱、預(yù)制梁和整體后澆混凝土(見圖1).預(yù)制柱高度受起吊、運輸載重能力和交通規(guī)則等的限制，可采用單層或多層高的預(yù)制柱.預(yù)制柱之間在柱腳處通過灌漿套筒連接在一起.為了加快施工進(jìn)度，通常盡可能采用多層預(yù)制柱方式，節(jié)點連接區(qū)留有開口段，以便在安裝過程中放置預(yù)制梁，其縱向鋼筋則通長連續(xù)布置.現(xiàn)場安裝時，預(yù)制梁端伸入節(jié)點核心區(qū)10mm，坐落于預(yù)制柱保護(hù)層上.預(yù)制梁端預(yù)留U形鍵槽，頂面和鍵槽內(nèi)壁進(jìn)行粗糙處理，以保證預(yù)制構(gòu)件和后澆混凝土之間的整體性.考慮鍵槽內(nèi)高強鋼筋側(cè)向彎曲需求、小型封閉箍筋綁扎施工方便、混凝土澆筑質(zhì)量要求，鍵槽的長度600mm，鍵槽厚度50mm.預(yù)制梁下部縱向鋼筋采用12, 14或16mm小直徑HTRB630高強鋼筋，從梁端鍵槽內(nèi)伸出，向上彎起形成90°彎鉤，錨固于節(jié)點核心區(qū)內(nèi).預(yù)制梁頂疊合現(xiàn)澆層的縱向鋼筋貫通節(jié)點區(qū)柱段連續(xù)布置.為了進(jìn)一步提高該連接的抗震性能，可在梁端鍵槽內(nèi)部增設(shè)環(huán)繞高強主筋的小直徑矩形封閉箍筋.

(a) 新型節(jié)點三維示意圖

(b) 節(jié)點區(qū)構(gòu)造圖

新型節(jié)點按照強柱弱梁原則進(jìn)行設(shè)計，梁、柱和節(jié)點區(qū)箍筋按現(xiàn)澆構(gòu)件要求配置.為了方便鋼筋施工，梁鍵槽處箍筋采用135°開口箍，其他部位采用矩形封閉箍筋.預(yù)制梁底部高強縱筋采用傳統(tǒng)方法進(jìn)行配筋計算，根據(jù)需要布置1層或2層.熱處理高強鋼筋外形同普通熱軋帶肋鋼筋，根據(jù)《熱處理帶肋高強鋼筋混凝土結(jié)構(gòu)技術(shù)規(guī)程》(DGJ32/TJ 202—2016)[21]和《混凝土結(jié)構(gòu)設(shè)計規(guī)范》(GB 50010—2015)[22]，其錨固長度計算公式也相同.新型節(jié)點的施工流程為：① 安裝預(yù)制柱；② 安裝預(yù)制梁；③ 綁扎疊合梁頂縱筋、鍵槽區(qū)開口箍筋和鍵槽內(nèi)小直徑箍筋；④ 整體澆筑節(jié)點核心區(qū)、鍵槽內(nèi)和疊合層混凝土.

2 試驗研究

2.1 試件設(shè)計

本次試驗設(shè)計了5個足尺框架梁柱中節(jié)點試件，進(jìn)行低周反復(fù)荷載試驗，包括1個現(xiàn)澆試件CP和4個預(yù)制試件SP-1, SP-2, SP-3和SP-4，如表1和圖2所示.試驗參數(shù)包括疊合梁頂緣縱向鋼筋的類型、鍵槽內(nèi)是否增設(shè)附加小箍筋、鍵槽內(nèi)壁的粗糙方式及預(yù)制柱的類型.

表1 試件配筋及試驗參數(shù)

(a) 試件CP

(b) 試件SP-1

(c) 試件SP-2

(a) 泡泡膜實物

混凝土設(shè)計強度等級為C40，預(yù)制和現(xiàn)澆部分混凝土實測立方體抗壓強度fcu分別為41.2 MPa和39.2 MPa.普通鋼筋等級為HRB400，高強鋼筋等級為HTRB630，材料特性實測值如表2所示.

表2 材料特性實測值

2.2 加載設(shè)備和制度

本次試驗在東南大學(xué)九龍湖校區(qū)土木交通結(jié)構(gòu)試驗室完成，加載裝置如圖4所示.試件軸向壓力為2 880 kN(0.2fcuA)，其中A為柱子毛截面面積，通過柱頂部四臺穿心式千斤頂張拉預(yù)應(yīng)力鋼絞線同步分三級緩慢加載.水平加載設(shè)備為150 t液壓伺服控制系統(tǒng)(MTS)，采用位移控制的加載制度.預(yù)加載位移為3, 4, 5 mm；正式加載分11級，位移角分別為0.20%, 0.25%, 0.35%, 0.50%, 0.75%, 1.00%, 1.50%, 2.00%, 2.75%, 3.50%, 4.25%，每級循環(huán)3次，共33個循環(huán).層間位移角為柱頂水平加載點橫向位移與加載點到柱底座轉(zhuǎn)動鉸銷軸豎向距離的比值.當(dāng)施加的水平荷載降低到最大荷載的85%以下時，則認(rèn)為試件發(fā)生破壞.

圖4 試驗加載裝置(單位：mm)

3 試驗結(jié)果

3.1 破壞模式

5個試件均在位移角3.5%時發(fā)生梁端彎曲破壞，節(jié)點核心區(qū)和柱基本無裂縫產(chǎn)生，圖5為各試件最終破壞形態(tài).現(xiàn)澆試件CP破壞發(fā)生在梁端塑性鉸區(qū)，在梁端15 cm處形成豎向主裂縫，下部混凝土壓碎，鋼筋受壓彎曲，上緣混凝土輕度破損.預(yù)制試件SP-1, SP-2, SP-3和SP-4的非彈性變形和損傷主要集中在梁柱結(jié)合面處，梁端上部混凝土壓碎嚴(yán)重，下部混凝土破壞區(qū)域則較小，高強小直徑鋼筋明顯壓曲.此外，由于梁柱節(jié)點區(qū)混凝土澆筑質(zhì)量不好，試件SP-4疊合梁頂縱向鋼筋在梁柱節(jié)點內(nèi)發(fā)生了滑移；在位移角1.5%試件屈服時，梁頂現(xiàn)澆層與柱的界面處開始形成豎向主裂縫，向下擴展并反復(fù)開合.

(a) 試件C0P

(c) 試件SP-2

(e) 試件SP-4

試驗后，鑿除預(yù)制試件鍵槽壁，來觀察內(nèi)部破壞混凝土情況.典型照片如圖6所示，外露混凝土界面齊整，壓碎和開裂趨勢與外表面相似，但更為嚴(yán)重.這說明鍵槽與內(nèi)部混凝土之間發(fā)生了黏結(jié)失效和相對滑移，梁的塑性鉸在鍵槽內(nèi)部延伸了一定距離.試件SP-4采用泡泡膜技術(shù)對鍵槽內(nèi)壁界面進(jìn)行粗糙處理，其外表面的裂縫分布與其他預(yù)制試件基本相似，而內(nèi)部混凝土開裂和破損最輕.這說明該表面成型工藝能保證結(jié)構(gòu)的完整性，界面?zhèn)髁π阅軆?yōu)于傳統(tǒng)鑿毛處理方式.

(a) 試件SP-1

3.2 滯回曲線

5個試件的荷載-位移滯回曲線如圖7所示，試件CP, SP-1, SP-2和SP-3的滯回曲線基本相同，試件SP-3滯回環(huán)相對稍瘦.在加載初期，梁上裂縫較少，滯回環(huán)接近于直線.隨著加載增大到位移角1.0%，滯回環(huán)面積變大，漸漸出現(xiàn)梭形滯回環(huán).加載位移角1.5%時，滯回曲線出現(xiàn)明顯的屈服平臺，試件已經(jīng)進(jìn)入屈服狀態(tài)，曲線開始出現(xiàn)少許捏縮現(xiàn)象，呈現(xiàn)出弓形滯回環(huán).加載位移角2.75%時，曲線捏縮加劇，滯回曲線開始向反S形發(fā)展.加載位移角3.50%時，呈現(xiàn)出明顯的反S形.試件SP-4在加載至位移角1.5%時梁頂部縱筋發(fā)生滑移，從而造成其滯回曲線從此時捏縮現(xiàn)象就比較嚴(yán)重，呈現(xiàn)出明顯的反S形.在最終加載位移角3.50%時，試件CP,SP-1,SP-2循環(huán)加載了2次，試件SP-3, SP-4循環(huán)加載了3次，荷載出現(xiàn)明顯的下降，試件破壞.

(a) 試件CP

(d) 試件SP-3

3.3 承載力

連接各次循環(huán)加載峰值點的曲線稱為骨架曲線，5個試件的荷載-位移骨架曲線如圖7(f)所示，預(yù)制試件曲線與現(xiàn)澆試件相似，均有明顯的屈服臺階.采用等能量法確定試件屈服荷載，如圖8所示，由骨架曲線最高點C引直線CE，由O點引斜線與骨架曲線交于B點，與直線CE交于D點，使OAB與BCD所圍面積相等，由點D引垂線交于骨架曲線，交點Y對應(yīng)荷載和位移即為屈服荷載Py和屈服位移Δy.峰值荷載Pmax取骨架曲線上的荷載最大值，骨架曲線上出現(xiàn)最大荷載后，變形增加而荷載降至最大荷載的85%時，對應(yīng)的變形為極限位移Δu.

圖8 等效能量原則

將5個試件的荷載特征值匯總于表3，可看出現(xiàn)澆試件CP的屈服荷載和峰值荷載均大于預(yù)制構(gòu)件，預(yù)制試件SP-1, SP-2, SP-3和SP-4的正反方向峰值荷載平均值比現(xiàn)澆試件CP分別低13.5%，9.0%，17.0%和16.0%.預(yù)制梁鍵槽處柱子保護(hù)層混凝土在構(gòu)件屈服時剝落，鍵槽與后澆混凝土發(fā)生黏結(jié)失效并沒有完全共同工作，這兩方面直接引起負(fù)彎矩作用下截面有效高度的降低.此外，受壓鋼筋會產(chǎn)生不同程度的壓曲，而小直徑高強鋼筋因應(yīng)力和長細(xì)比相對較大，壓曲更加嚴(yán)重.試件發(fā)生梁端破壞，其整體承載力與梁端破壞截面的承載力直接相關(guān)，可見在梁端截面受彎承載力計算時，不考慮受壓區(qū)鍵槽和受壓小直徑高強鋼筋的有利作用更為合理.同時建議進(jìn)一步減小梁端箍筋的間距，增加對鍵槽區(qū)混凝土和小直徑高強縱筋的約束.

表3 構(gòu)件承載力

試件SP-2的峰值荷載和屈服荷載均大于其他預(yù)制構(gòu)件，這是由于試件SP-2的預(yù)制梁鍵槽內(nèi)部附加小箍筋的約束作用，混凝土的極限壓應(yīng)變有所提高，此外還限制了受壓區(qū)小直徑高強鋼筋的屈曲，從而提高了試件的承載力，與試件SP-1相比提高了約5%.試件SP-3的承載能力最低，其上下緣均采用小直徑高強鋼筋，鋼筋壓曲導(dǎo)致的承載能力降低幅度最大，與試件SP-1相比降低了約5%.試件SP-4的正反兩個方向的屈服荷載和峰值荷載差異較大，平均值接近試件SP-1，負(fù)向的荷載值達(dá)到甚至大于試件SP-1；而上文也發(fā)現(xiàn)鍵槽內(nèi)壁的黏結(jié)性能得到了提高，說明如果在不發(fā)生鋼筋滑移的情況下，試件SP-4的承載能力將不弱于預(yù)制試件SP-1.預(yù)制試件的強屈比和現(xiàn)澆試件基本相同，強屈比系數(shù)均接近于1.1，具有較好的安全儲備.

3.4 延性

延性是指結(jié)構(gòu)、構(gòu)件或構(gòu)件的某個截面從屈服開始到達(dá)最大承載能力或達(dá)到以后而承載力沒有顯著下降期間的變形能力.本文中的延性系數(shù)為極限位移Δu與屈服位移Δy的比值，本次試驗中構(gòu)件的延性系數(shù)如表4所示.現(xiàn)澆構(gòu)件和預(yù)制構(gòu)件位移延性系數(shù)基本相當(dāng)，均接近于3，說明新節(jié)點具有與現(xiàn)澆構(gòu)件相當(dāng)?shù)难有孕阅?試件SP-2的延性略大于其他試件，表明鍵槽內(nèi)小箍筋增加了混凝土的約束，對提高試件延性有一定的作用，提高幅度約5%.

表4 構(gòu)件位移延性系數(shù)

3.5 耗能能力

構(gòu)件通過良好的耗能能力吸收地震輸入的能量，減輕整體結(jié)構(gòu)的地震反應(yīng)和構(gòu)件損傷.滯回曲線中一次循環(huán)所包圍的面積代表試件一次加載循環(huán)內(nèi)的滯回耗能大小，將單次耗能累加，得到累加耗能，試件單周耗能和累積耗能曲線如圖9和圖10所示.等效黏滯阻尼比ζeq為結(jié)構(gòu)在一個滯回循環(huán)內(nèi)耗散的能量與等效線性系統(tǒng)的應(yīng)變能之比再除以常數(shù)2π，其值越大說明耗能能力也越好，等效黏滯阻尼比如圖11所示.

圖9 單周滯回耗能圖

圖10 累積耗能圖

圖11 等效黏滯阻尼比

各試件的單周耗能曲線和累計耗能曲線形狀和趨勢大致相同.構(gòu)件前期試件耗能較小，屈服后均大幅增加.現(xiàn)澆試件CP耗能大于預(yù)制試件，預(yù)制試件SP-1，SP-2，SP-3和SP-4累計耗能比現(xiàn)澆試件CP分別低16%，10%，21%和33%.預(yù)制試件SP-1和SP-2耗能曲線較為接近，因試件SP-2鍵槽內(nèi)附加小箍筋，在破壞階段耗能有所增大，單周耗能可達(dá)現(xiàn)澆試件CP水平.試件SP-3梁上部縱筋也采用了高強鋼筋，鋼筋面積減小，加之鋼筋壓曲加劇，耗能比試件SP-1進(jìn)一步降低約5%.試件SP-4在試驗過程中縱鋼筋有滑移現(xiàn)象，耗能最差.

5個試件的阻尼比曲線趨勢相似，在荷載步21(位移角1%)以前，阻尼比均在5%左右.在荷載步22(位移角1.5%)，構(gòu)件發(fā)生屈服，阻尼比突然增大到12.5%.隨著加載位移增大，每級荷載對應(yīng)循環(huán)的阻尼比逐步增大，在荷載步28時(位移角2.75%)達(dá)到最大，在隨后的加載循環(huán)(位移角3.5%)中則有所降低.試件屈服后，與單周耗能的曲線類似，現(xiàn)澆試件CP阻尼比最大，預(yù)制試件由大到小順序為SP-2，SP-1，SP-3，SP-4.試件SP-2和SP-1曲線基本重合，除在最終加載位移循環(huán)時，試件SP-2阻尼比與現(xiàn)澆試件相同.

4 結(jié)論

1) 新型節(jié)點破壞形式為梁端彎曲破壞，破壞區(qū)域集中在節(jié)點梁柱結(jié)合面處，鍵槽內(nèi)部混凝土破壞更為嚴(yán)重，梁的塑性鉸在鍵槽內(nèi)延伸了一定距離，滿足“強柱弱梁”的抗震設(shè)計要求.新型節(jié)點的強度和耗能能力略低，延性系數(shù)不弱于現(xiàn)澆試件，總體性能可與現(xiàn)澆試件基本相當(dāng)，能應(yīng)用于抗震地區(qū).

2) 新型節(jié)點(試件SP-1和SP-2)的承載力和耗能能力比現(xiàn)澆試件低約10%～15%，因此梁端抗彎承載力計算時不考慮受壓區(qū)鍵槽和小直徑高強鋼筋的有利影響更加合理；同時建議進(jìn)一步減小梁端箍筋的間距，增加對鍵槽區(qū)混凝土和小直徑高強縱筋的約束，可進(jìn)一步提升總體抗震性能.

3) 與新型節(jié)點基準(zhǔn)試件SP-1相比，預(yù)制梁鍵槽內(nèi)下部設(shè)置附加小箍筋可提高各項抗震指標(biāo)，提高幅度5%左右，因此為方便施工，在上一條改進(jìn)措施下，也可去除該構(gòu)造；預(yù)制梁上緣同時采用高強縱筋，強度、耗能能力降低5%左右；疊合梁上緣縱向連續(xù)鋼筋發(fā)生滑移，耗能能力大幅降低.

4) 預(yù)制試件鍵槽內(nèi)壁均發(fā)生了一定程度的黏結(jié)失效和相對滑移，降低了結(jié)構(gòu)整體性，采用“泡泡膜”試件表面成型工藝，可以保證梁柱節(jié)點試件連接的整體性，結(jié)合面?zhèn)髁π阅芰己?，?yōu)于傳統(tǒng)鑿毛處理方式.

5) 鍵槽內(nèi)壁的黏結(jié)失效和梁頂鋼筋的滑移可引起試件強度和耗能能力的降低.現(xiàn)場施工應(yīng)嚴(yán)格控制預(yù)制梁鍵槽內(nèi)壁粗糙處理工藝和節(jié)點區(qū)混凝土澆筑質(zhì)量，避免施工缺陷造成節(jié)點抗震性能降低.