部分高強筋預制混凝土框架節點抗震性能研究

于建兵, 周莉萍, 郭正興, 馬洪偉

(1.揚州大學 建筑科學與工程學院，江蘇 揚州 225127；2.東南大學 土木工程學院，南京 210096；3.揚州大學 綠色建筑材料研究所，揚州 225127)

隨著人們對環境保護保護意識的不斷加強，傳統建筑模式已經不能夠符合現行社會發展的要求，為了實現建筑業的轉型升級，國家在大力推行建筑工業化，作為是建筑工業化方式之一的裝配混凝土結構得到黨中央、國務院的高度重視并上升為國家戰略，這就迫使一些開敞大空間的商場、教學樓、辦公樓等建筑未來也需要采用裝配式結構，而框架結構是這些建筑物的主要結構形式。因此，裝配式混凝土框架結構將繼續借助國家政策春風與行業導向，不斷迎來發展高潮[1]。

國內外學者對各種裝配式混凝土框架梁柱節點的抗震性能進行了大量的試驗研究，其中最著名的是美國PRESSS研究計劃[2]，其中，針對框架結構梁、柱構件，推薦了四種干性連接，并對四種連接抗震性能進行了研究，后期很多學者對后張法預應力拼裝節點抗震性能進行大量的試驗研究，但是在工程應用中應用的不是很多。 工程中應用較多的裝配式節點形式為后澆整體式，對于后澆整體式的研究，主要是驗證節點連接的可靠性。國內外很對學者提出了很多新型后澆整體式節點連接形式，Wongmatar等[3]和Eoml等[4]通過在節點區設置附加鋼筋，以實現梁端塑性鉸的轉移，從而能夠有效的保護節點，并且對節點塑性鉸的及計算長度進行了理論分析。韓春等[5]和趙唯堅[6]將一些高強材料應用在裝配式混凝土框架當中，以能夠減輕構件的自重，兩位學者對采用高強材料的預制構件進行了試驗研究，將研究發現將高強材料應用在構件的受力關鍵部位，能夠改善整個構件的抗震性能。蔡建國[7]和于建兵等[8]提出了預制梁帶有鍵槽的梁柱節點體系，研究發現節點的抗震性能與現澆節點基本相當。

從現有研究來看，后澆整體式節點普遍存在加工精度要求較高、運輸困難等問題，如果制作過程中鋼筋位置產生偏差則就可能導致不同構件之間在施工現場無法快速拼裝和良好連接，影響結構連接的質量。這些因素減弱了預制裝配框架結構在工程應用上的優勢，成為規模推廣的瓶頸。

1 節點的設計

1.1 節點的構造

針對既有裝配式混凝土框架梁柱節點所存在的問題，創新性的提出一種部分高強筋預制梁柱節點，節點的具體創新點如下：①預制梁底部采用柔韌性良好、直徑較小的鋼絞線代替剛度較大的普通鋼筋，考慮當梁底部受壓時，在梁的底部配置2根直徑為16 mm的普通鋼筋，為了能夠固定箍筋的位置，在梁中間部位設置兩根直徑為10 mm的腰筋，預制梁頂部預留一層厚度為120 mm厚的疊合層，以便于預制梁與板進行可靠的連接，預制梁側面構造如圖1所示；②考慮到配置高強筋的預制梁裂縫開展問題，對預制梁施加預應力，預制梁梁端留有長度為400 mm的鍵槽，鍵槽部分為無預應力段，防止該部分混凝土在低周反復荷載作用下大塊剝落，將鍵槽內的箍筋進行加密，間距為50 mm，有力于提高該部分的剛度以及開裂荷載；鋼絞線與混凝土之間的黏結性能較普通鋼筋與混凝土之間的黏結性能弱，對鋼絞線端部做壓花錨處理，同時在壓花錨端部設置錨固端板，增強鋼絞線與混凝土之間的黏結性能；③正常情況下，梁柱節點在地震荷載作用下，節點塑性鉸一般出現在梁柱結合面處，在該新型節點中考慮到塑性鉸外移能夠增加梁柱節點的變形能力，在節點核心區設置了2根直徑為18 mm的鋼筋，從而增強梁柱結合面處的強度，實現梁端塑性鉸外移。預制柱采用套筒灌漿連接，梁柱節點拼裝如圖2所示。

圖1 預制梁構造示意圖

圖2 預制混凝土框架梁柱節點拼裝

1.2 節點的配筋及制作

本次試驗按照“強柱弱梁，強節弱點構件”的原則[9]設計了4個預制節點及1現澆對比，分別編號為PC1、PC2、PC3、PC4和XJ節點，其中XJ節點代表現澆對比節點，PC1節點為節點核心區設置附加鋼筋，并且預制梁底部構造鋼筋在鍵槽部位設置一段無黏結段，PC2節點為設置附加鋼筋，梁底部構造鋼筋不設置無黏結段，PC3節點為節點核心區不設置附加鋼筋，但梁底部構造鋼筋設置無黏結段，PC4節點為既不設置附加鋼筋也不設置無黏結段，各節點編號及類型見表1。

表1 各節點編號及類型

試驗所有節點混凝土強度都為C40，現澆節點梁柱截面尺寸與預制節點相同，梁柱受力筋采用HRB335級鋼筋，梁底部配置3根直徑為18 mm鋼筋，上部配置3根直徑為22 mm鋼筋。箍筋采用HPB235級鋼筋，箍筋直徑為10 mm。預制節點柱受力筋與現澆節點柱受力筋相同，都為12根直徑為25 mm鋼筋，預制梁底部受力筋采用直徑為12.7 mm的鋼絞線，并對預制梁施加預應力，預制梁上部鋼筋與現澆節點梁上部鋼筋相同。箍筋采用HPB235級鋼筋，直徑為10 mm。預制節點設計詳圖如圖3所示。

圖3 預制節點詳圖(mm)

2 節點試驗設計

2.1 節點的加載裝置和加載制度

加載裝置如圖4所示。采用的是鋼桁架反力架，整個反力架通過螺栓與地槽連接形成反力架，柱上下端設置為鉸接，梁端自由以模擬邊界條件。在柱頂放置一臺320 t的油壓千斤頂，加載過程中控制柱軸壓比為0.2并保持不變，柱左右兩邊預制梁端各放置1臺60 t的液壓千斤頂，通過油泵對梁施加反對稱荷載。對節點進行加載采用力-位移混合的控制的加載制度[10]，力控制加載階段，在裂縫開展之前按照10 kN一級進行加載，裂縫開展后，按照20 kN一級進行加載，直至構件進入屈服，屈服階段采用位移控制加載，且每級位移荷載循環3次，加載直至構件承載能力下降到極限荷載的85%。

圖4 節點加載裝置

Fig.4 Node loading device

2.2 材料的力學性能

制作節點所用的材料，都需要按照要求進行材性試驗，節點澆筑所用混凝土是按照兩批進入加工場地，然后每批制作3個混凝土立方體試塊，與節點同條件養護。節點所采用的每種規格鋼筋都按要求進行取樣3根進行材性試驗，混凝土及鋼筋的材性試驗實測值見表2和表3。

表2 混凝土的力學性能

表3 鋼筋及鋼絞線力學性能

3 試驗節點的破壞形態分析

XJ節點在加載初期，整個試件基本處于彈性工作狀態，當荷載施加到35 kN時，在距離梁柱結合處大約5 cm處出現了一條微小的豎向裂縫。當荷載施加到90 kN時，該條裂縫上下貫通。隨著荷載的繼續施加，裂縫的寬度和數量都在不斷的發展，并且開始向加載端方向擴展，裂縫的開展方向也逐漸開始呈現出傾斜，加載后存在少量的殘余變形，表明試件已經進入彈塑性階段，逐漸呈現出非線性性質。隨著荷載的進一步施加，節點區開始出現成45°的交叉裂縫，并且節點區下部柱出現一條微小的水平裂縫，此時根據DH3816測試出的鋼筋應變情況，認為節點已進入屈服階段。進入屈服階段后，采用位移控制加載，當加載到5Δ第一次循環，當荷載向下加載使得梁下部縱筋受壓時，可以觀察到下部鋼筋壓屈。進行第二次循環時，下部縱向鋼筋被拉斷，加載終止。

4個預制節點的開裂荷載基本相當，都在約25 kN，而且第一條裂縫都是在鍵槽新老混凝土結合處，屈服后，裂縫開展與XJ節點類似，節點核心區只是出現幾條交叉的微裂縫，待荷載施加到4Δ時，所有預制節點梁底部混凝土開始出現剝落，但是由于鍵槽內部箍筋加密，預制梁沒有出現崩塌的現象。各節點最終破壞形態如圖5所示。從圖5可知，節點區配置附加鋼筋的預制節點塑性鉸相對于XJ節點有向外轉移的趨勢，PC3和PC4塑性鉸也有向外轉移，其原因是由于對面預制梁的鋼絞線伸入鍵槽內，對于梁柱結合處也有增強的作用。

(a)XJ(b)PC1(c)PC2(d)PC3(e)PC4(f)第一條裂縫位置

圖5 各節點破壞形態

Fig.5 Failure patterns of the nodes

4 試驗結果分析

4.1 滯回曲線

試件在低周反復荷載作用下的力-位移曲線稱為試件的滯回曲線，通過滯回曲線能夠反映出試件的承載能力、變形能力、滯回耗能能力及延性等力學性能[11]。各節點滯回曲線如圖6所示。

通過5個節點滯回曲線可以看出，在加載初期，所有節點都處于彈性狀態，滯回曲線接近于直線，滯回環面積很小。隨著荷載的繼續施加，裂縫的數量及寬度不斷的擴展，殘余變形加大，滯回環面積加大。進入位移控制加載后，XJ節點梁端加載無論向上還是向下加載，滯回環都呈現出飽滿的梭形形狀，說明滯回耗能能力較強。從4Δ循環加載開始，滯回曲線開始出現捏縮現象，呈現出反S形狀，主要原因是因為梁底部混凝土被壓碎，下部受力筋與混凝土之間產生滑移等原因造成。總體來說，XJ節點滯回曲線飽滿程度較好。預制節點在進入位移控制后，滯回曲線在梁端向上加載與向下加載時，呈現出完全不同形狀，當向下加載時(梁上部普通鋼筋作為受拉筋)，滯回曲線較為飽滿，當向上加載時(梁下部鋼絞線作為受拉筋) ，由于鋼絞線沒有屈服平臺，滯回曲線呈弓形，滯回環面積較小。由于PC1和PC2試件梁端箍筋較密，對梁端混凝土側向約束較好，同時在節點區設置了鋼筋，相比于XJ對比構件，PC1和PC2試件的曲線較為飽滿，未出現反S形曲線。

(a)XJ節點

(b)PC1節點

(c)PC2節點

(d)PC3節點

(e)PC4節點

圖6 節點滯回曲線

Fig.6 Hysteresis curves of nodes

由骨架曲線可以看出差，XJ節點無論如何加載，都有較為明顯的屈服平臺，而預制節點在向上加載時，沒有明顯的屈服平臺，荷載值隨著位移值的增加一直上升。PC3和PC4試件由于沒有附加直鋼筋，其荷載極值較PC1和PC2要低很多，且上、下兩個方向的每循環極值在4Δ時，都開始降。

4.2 位移延性系數

延性系數能夠反映節點在地震荷載作用下最終的變形能力。延性系數包括曲率延性系數、轉角延性系數和位移延性系數[12]。本文采用位移延性系數來反映各節點的變形能力，位移延性系數計算公式如下

(1)

式中:Du為試件荷載—位移骨架曲線下降段中對應0.85Fmax的位移值或者加載終止時的位移值，Dy為試件屈服位移。

由表4可知，4個預制節點在向下加載時，延性系數都超過4.5，與XJ節點基本相當，向上加載時，所有預制節點的屈服位移都大于XJ節點，同時可以發現，除了PC3節點外，其他3個節點的極限位移與XJ節點相差不大，說明預制節點的變形能力與XJ節點基本相當，但是由于預制節點的屈服位移較大，所以導致節點在向上加載時，位移延性系數都小于XJ節點。

表4 構件位移延性系數

4.3 耗能能力

在反復荷載作用下，滯回環面積受承載力和剛度退化的影響。為了表達這一特性，1974年Celebl和Penzien在研究中用等效黏滯阻尼系數(he)來表達，如圖7所示。

等效黏滯阻尼系數計算如下

(2)

各節點的等效黏滯阻尼系數隨加載次數(n)的變化曲線如圖8所示。從圖8可知，XJ節點等效黏滯阻尼系數基本都大于預制節點，但在加載到第13次即4Δ時，滯回曲線出現捏縮較嚴重，導致其黏滯阻尼系數的降低。預制節點的耗能能力隨著荷載的施加，呈現上升趨勢。4個預制節點在工況13前，耗能能力基本相當，節點區配置附加鋼筋的節點黏滯阻尼系數在節點進入屈服階段后，略高于無附加鋼筋節點，但是加載到13次后，節點臨近破壞，PC1和PC2節點等效黏滯阻尼系數卻有了較大的提升，說明PC1和PC2構件在臨近破壞時，其耗能能力有較大增強。

圖7 等效黏滯阻尼系數計算示意圖

圖8 節點等效黏滯阻尼系數

4.4 剛度退化

將5個試驗節點試件的綜合剛度值繪于同一圖中進行對比，如圖9所示。由圖9可知，5個節點剛度退化趨勢一致，在彈性階段，剛度退化較快，進入屈服階段后，剛度退化趨于平緩。在彈性階段，XJ節點的剛度大于所有的預制節點，這主要是因為預制節點在鍵槽內存在新老混凝土的結合，該處為薄弱部位，從而導致預制節點的剛度弱于XJ節點；進入屈服階段后，XJ節點梁的受力筋屈服，同時普通鋼筋與混凝土之間的黏結滑移導致XJ節點剛度退化較快；進入屈服階段后，XJ節點的剛度都小于預制節點。說明在鍵槽內箍筋的加密對于預制節點剛度的提高貢獻較大。節點核心區設置附加鋼筋的PC1和PC2節點剛度在各個階段都強于PC3和PC4節點，說明附加直鋼筋對節點的綜合剛度有一定的貢獻。

圖9 節點剛度退化

5 結 論

(1)通過各個節點的破壞形態可以看出，所有節點都發生了梁端塑性鉸彎曲破壞，在加載終止時，所有試件底部的受力筋都屈服，甚至部分鋼筋還發生了斷裂，梁底部混凝土被壓碎，符合梁彎曲破壞的各項特征，而節點區僅僅出現幾條寬度較小的交叉斜裂縫，同時柱端也沒有產生裂縫，說明本次試驗節點符合“強柱弱梁，強節點弱構件”的要求。

(2)在節點核心區設置附加鋼筋，能夠實現梁端塑性鉸的轉移，提高節點的承載能力，同時附加鋼筋能夠起到耗能棒的作用，進入屈服階段后，配置附加鋼筋的節點耗能能力略高于沒有設置附加鋼筋的預制節點。在節點構造鋼筋上設置無黏結段對節點的抗震性能影響不大。通過在預制梁中施加一定的預應力，能夠增強預制梁變形恢復能力。

(3)在鍵槽內存在新老混凝土結合，該處是梁受力的薄弱部位，所以預制節點在彈性階段剛度普遍低于現澆節點，但是隨著荷載的繼續施加，現澆節點梁受力筋鋼筋屈服，剛度下降較快，此時預制節點剛度都大于現澆節點剛度，說明預制節點有較大的安全儲備。

(4)試驗結果表明，所有的預制節點在新老混凝土結合部位首先出現第一道裂縫，該處是受力薄弱部位，所以后期有必要對新老混凝土的黏結性能進行進一步研究，確保新老混凝土之間具有可靠的黏結性能。所有預制節點在加載前期耗能能力弱于現澆節點，可以考慮在進行節點設計時，將耗能減震技術應用于此節點當中，來提高節點的耗能能力。