T形柱邊框架節點套筒灌漿連接抗震分析

王 玲， 韓政遒， 付素娟， 楊佩劍

(1.河北工業大學土木與交通學院， 天津 300401； 2.河北省建筑科學研究院， 石家莊 050021)

裝配式異形柱框架結構將異形柱框架結構與裝配式生產方式結合，相較于現澆異形柱框架結構降低了施工難度，保證了成品質量，加快了生產節奏；相較于裝配式矩形柱框架結構增加了柱截面有效使用，便捷了框架結構柱的布置，隱藏了梁柱節點。在水平地震作用下，框架結構破壞取決于節點設計，而節點截面及連接形式決定了它抗震性能。戎賢等[1]應用X形筋加強T形柱框架邊節點抗震性能，分析了高強材料的適用性；周子云等[2]對型鋼混凝土異形柱進行了試驗研究，發現相比普通鋼筋混凝土T形柱的承載力、延性及耗能各方面均有顯著提高。套筒灌漿連接技術的出現推動了裝配式結構的發展，是豎向預制構件連接整體性和作用傳遞的關鍵[3]。文獻[4-5]對柱筋套筒灌漿連接的中框架節點抗震性能進行試驗研究，結果表現出承載力及變形能力等同現澆節點，套筒灌漿連接鋼筋應力傳遞有效，但增強了上預制柱固端剛度，使得裂縫集中分布。

以套筒灌漿連接后澆整體式T形柱邊框架節點連接為研究對象，對柱筋套筒灌漿連接布置進行優化，在滿足承載能力設計要求前提下減少套筒的使用，實現施工便易及高質量、高經濟生產。對后澆整體式T形柱邊框架節點進行足尺試件抗震試驗，通過試驗手段得到節點在水平地震作用下抗震性能，為推廣設計提供依據。基于試驗建立有限元分析模型，從承載力與變形、延性、剛度及耗能角度對試驗與計算結果比較，確立模型簡化方法并對軸壓比參數進行計算分析，為相關研究提供方法。

1 擬靜力試驗

1.1 模型設計

根據強柱弱梁，強節點、弱構件設計原則，按照《混凝土結構設計規范》(GB 50010—2010)二級抗震框架及《混凝土異形柱結構技術規程》(JGJ 149—2017)構造要求設計試件JXJT。設計軸壓比nd=0.23，T形截面預制柱通過套筒灌漿連接，預制梁縱筋端部焊接鋼板保證錨固充分(錨固長度la=400 mm)，后對節點澆筑混凝土將梁柱連接一體，具體尺寸及構造如圖1所示。預制混凝土設計強度等級為C30，后澆節點混凝土設計強度等級為C35，實測立方體抗壓強度fcu,k分別為33.2、37.6 MPa，彈性模量Ec分別為3.08×104、3.21×104MPa。縱筋(直徑D=14、16 mm)與箍筋(D=8 mm)分別采用HRB400級、HRB400E級抗震鋼筋，實測屈服強度fy分別為436、428 MPa，極限抗拉強度fu分別為625、603 MPa，彈性模量Es分別為2.26×105、2.15×105MPa，材料試驗指標采用試驗組均值。

JXJT生產裝配過程：①框架梁柱預制：根據圖1進行鋼筋綁扎、套筒預埋以及梁端縱筋錨固鋼板焊接，支模并澆筑C30混凝土，同期制作立方體混凝土試塊用以標定；②框架拼裝：待預制混凝土對照試塊達到設計強度后拆模，對預制構件后澆接觸面進行粗糙處理，隨后放線正位，柱縱筋連接前套入節點水平箍筋，預制下柱預留角筋插入上柱底端預埋套筒并灌漿，其余縱筋綁扎連接，圖2(a)為半灌漿套筒連接檢測；③節點后澆連接[圖2(b)]：梳理鋼筋應變片導線并集中保護，后澆區域支設木模板，澆筑C35混凝土后進行養護。

1.2 加載設計

擬靜力試驗梁端加載邊界簡化如圖3(a)所示，對梁端施加豎向反復荷載P，柱端約束為不動鉸，計算得到柱頂軸壓力N=530 kN，并在試驗過程中對柱頂千斤頂進行調整穩定。基于裝置設計及試驗場地進行搭設，其中梁懸挑方向為東側，以梁端向上為正向加載，對應紅色筆標記裂縫，如圖3(b)所示。

上標E表示工程中的抗震鋼筋圖1 JXJT尺寸及構造Fig.1 Size and construction of JXJT

圖2 JXJT生產裝配Fig.2 Production and assembly of JXJT

圖3 加載設計Fig.3 Loading design

根據《混凝土結構設計規范》(GB 50010—2010)與實測材料指標計算得到相對界限受壓區高度ξb=0.487，預測梁端屈服加載值Py=40 kN。圖4為梁端力與位移混合控制加載方案，一個往復循環為1周期，中軸左側以Py分5級進行雙循環力控制加載，第一加載級為0.2Py；中軸右側以加載至Py對應的梁端位移值Δ進行位移分級控制加載，加載周期為3，加載級增量為0.5Δ，直至梁端荷載值低于峰值荷載的85%。

圖4 加載機制Fig.4 Loading mechanism

1.3 試驗過程

JXJT梁端荷載Pb達到0.4Py[圖5(a)]，距節點根部約150 mm處，梁固端頂面及正面首先出現裂縫，寬度約為0.07 mm，認為是節點開裂荷載Pck[圖5(a)]；加載至0.6Py，梁固端受拉區增加兩三條裂縫，最寬達到0.1 mm；繼續加載至0.8Py，預制梁固端后澆截面處出現寬度超過0.3 mm的長裂縫，同時開裂裂縫的寬度也達到0.2 mm。隨著荷載繼續增大，裂縫緩慢發展，梁固端受拉區根部裂縫寬達到0.4 mm，梁柱固端混凝土裂縫數目增加明顯。當荷載加載至Py，梁固端迅速出現數條裂縫，原裂縫延伸擴展，梁固端背面下方節點根部的裂縫寬度達到0.7 mm，如圖5(b)所示，進入屈服階段開始進行位移加載控制，JXJT屈服位移試驗值Δy為5.3 mm。

梁端位移加載至3Δy，原裂縫附近出現少許新裂縫，裂縫延伸、變寬，梁固端背面下方節點根部貫通裂縫寬度達到3 mm，梁固端出現數條貫通裂縫，原有裂縫附近出現少許新裂縫。加載至3.5Δy，原裂縫繼續延伸擴展，梁固端底面根部及相近下柱固端混凝土開始有碎屑掉落[(圖5(c)]，梁固端根部裂縫寬超過3 mm。繼續加載至6.5Δy，梁固端底面根部混凝土成塊掉落，頂面混凝土被壓壞鼓起，裂縫寬度劇增，荷載開始下降；當加載級達到7.5Δy，梁固端底面混凝土大量脫落，縱筋裸露[圖5(d)]。JXJT破壞集中于預制梁固端根部，表現為梁端受彎破壞，預制柱及節點核心區未發生明顯破壞，梁縱筋錨固可靠沒有出現黏結破壞現象。

圖5 JXJT試驗過程Fig.5 Experimental procedure of JXJT

圖6 JXJTS模型Fig.6 Model of JXJTS

2 有限元計算

2.1 分析模型

圖7 CDP模型Fig.7 Model of concrete damaged plasticity

2.2 材料模型

混凝土材料在循環反復荷載作用的變形過程中，應力進入彈塑性段完全卸載后存在非彈性應變εin，且隨變形程度的提高而累積。采用以拉壓各向同性彈性損傷結合塑性損傷替代εin的混凝土損傷塑性(concrete damaged plasticity,CDP)模型(圖7)，縱軸σt和σc分別為混凝土拉、壓應力，橫軸εt和εc分別為拉、壓應變，σtu和σcu分別為混凝土材料極限拉、壓應力。E0為混凝土無損傷狀態下的初始彈性模量，以拉、壓損傷因子dt、dc和拉、壓剛度恢復因子wc、wt共同控制表現混凝土損傷后剛度退化及反向荷載作用下剛度恢復等現象，剛度恢復因子為1時表示剛度完全恢復[6]。

鋼筋在反復荷載作用下存在包辛格效應，且較早進入強化段，使得屈服臺階遠比單調荷載作用短[12]。采用結合雙直線型拉壓包絡線模型的鋼筋滯回模型[13](圖8)。圖8中，達到屈服值fy后直接進入強化段，強化剛度為Esh，屈服后的鋼筋恢復剛度削減為Esr。

圖8 鋼筋滯回模型Fig.8 Hysteresis model of reinforcement

OAB和OCD為鋼筋雙線型拉壓包絡線，MNK和KLM分別為鋼筋滯回模型卸載、再加載曲線，需輸入鋼筋Es、fy和硬化剛度比Ksh，Ksh=Esh/Es，參數值采用試驗標準值。

表1 CDP模型參數

2.3 邊界約束及加載

設置梁端墊板剛化參考點控制豎向反復位移加載，屈服位移參照試驗取為6 mm，以3，6，…，33 mm分級加載，彈性階段循環加載2次，塑性階段循環加載3次,未考慮墊板與端部加載面的滑移，可能導致模擬值偏大。上下柱反彎點邊界認為是不動鉸(柱頂放松豎向平動)，施加恒定軸力控制軸壓比(試驗軸壓比nt=N/fc,rA′=0.15，其中A′為T形柱截面面積)。

3 結果分析

3.1 破壞形式及荷載位移曲線

由圖9受壓損傷因子[圖9(a)]、受拉損傷因子[圖9(b)]和最大主塑性應變[圖9(c)]云圖可確定混凝土裂縫分布變化及延展方向。從圖9可JXJTS預制梁根部混凝土受壓損傷表現嚴重，梁根部截面受拉損傷最早出現，并隨加載過程向加載端蔓延；因梁縱筋錨固傳遞的水平剪力和柱端軸壓力共同作用及T形截面翼緣的存在，節點腹板出現局部“K”形裂縫，腹板內水平箍筋承載作用明顯。JXJTS與JXJT塑性變形集中于梁端預制后澆豎向接觸面，出現混凝土壓潰剝離現象，都表現為梁端受彎破壞，實現了“強節點”“強柱弱梁”的設計。

圖9 破壞形態Fig.9 Destruction form

從圖10(a)可以看出，模擬值和試驗值滯回環宏觀上皆由線性逐漸向飽滿的梭形過渡，伴隨梁端滑移增加而產生捏縮效應，最終呈“弓”字形發展。因節點側縱向受拉鋼筋周邊混凝土未發生明顯破壞，節點梁筋鋼板錨固充分發揮了“強錨固”作用，滯回環沒有“Z”形捏縮程度大，滯回環面積較為飽滿，表現出較強的耗能性能。

從圖10(b)可以看出，模擬值和試驗值曲線上升段斜率約為6 mm時發生明顯衰減，鋼筋屈服進入塑性段；6～24 mm加載為塑性階段，曲線在12 mm接近峰值后趨于平緩，梁端形成塑性鉸并具有足夠轉動、耗能能力；加載至24 mm曲線明顯下降，梁端混凝土受壓破壞嚴重，塑性鉸失效；位移加載至33 mm時，梁端承載力小于峰值荷載的85%，節點破壞。JXJTS材料性能理想，且JXJT梁端加載存在一定軸向約束，致使計算值偏大、下降段平緩。

圖10 荷載-位移曲線Fig.10 Load-displacement hysteresis curves

3.2 特征值及延性系數

根據圖10(b)計算確定特征值，結果如表2所示，應用等效彈塑性原理確定節點正、負向等效屈服荷載及位移，極限荷載取峰值荷載的85%，極限位移根據骨架曲線進行差值計算，極限、屈服位移比為延性系數。JXJT與JXJTS大致在0.87倍峰值荷載Pmax處發生屈服，極限位移均值(Δu)分別為34.53、32.22 mm，二者延性系數達到5左右，各特征計算值相差不超過15%。節點按照《混凝土異形柱結構技術規程》(JGJ 149—2017)，以受彎形式破壞計算得到梁端承載力標準值為48.45 kN，試驗與模擬值分別為計算值1.08、1.18倍，具有一定安全儲備。

3.3 強度及剛度退化

結構剛度隨混凝土損傷逐漸降低，同承載力對應的位移隨加載級數增加而增大，通過計算峰值割線剛度(Kj)進行比較分析：

(1)

式(1)中：uj為j級位移加載值；Pj為uj對應的荷載。

由圖11(a)可知：1.5Δy前，混凝土發生脆性開裂，試驗值和模擬值的剛度削減都較大且速率相近，JXJTS割線剛度略大；隨著梁端混凝土損傷破壞加劇至基本退出工作，剛度下降趨于平緩，Kj在3Δy后基本一致。

3.4 耗能能力

各級第1循環加載耗能(滯回環面積)、各級第1循環累計耗能、等效黏滯阻尼系數he(he=能量耗散系數/2π)與梁端位移關系如圖11(b)、圖11(c)所示。JXJT及JXJTS各加載級耗能接近，且隨Δ增大而增大，各級耗能曲線基本呈線性上升。加載設計不同使得JXJTS累積耗能偏低，二者各級能量曲線進行積分計算得到的累積耗能曲線應基本一致，JXJT在Δu累積耗能達到15 kJ；二者he為0.04～0.24，彈性階段浮動不大，自Δy后，he隨Δ增大而增大，塑性變形至破壞JXJT增長斜率逐漸放緩，JXJTS增長率基本不變。

3.5 軸壓比分析

基于JXJTS，研究nt各水平對節點抗震性能的影響，柱頂軸力及水平庫倫摩擦接觸應進行計算調整。各分析模型計算結果(圖12)表明，nt變大使得節點核心受壓區域擴大，nt=0.25時節點腹

表2 特征值及延性系數

圖11 割線剛度及耗能曲線Fig.11 Secant stiffness and dissipation curves

圖12 不同軸壓比水平下受壓損傷Fig.12 Compressive damage of different axial compression ratio levels

板出現明顯斜裂縫；隨著軸壓力增加，裂縫延展方向變陡，同加載級梁端混凝土受壓損傷更嚴重，但仍表現為梁端混凝土壓碎發生受彎破壞。如圖13所示，梁端極限承載力受nt影響不大，后澆薄弱面存在使得節點未先發生脆性破壞，但當nt超過0.5以后，過大的壓剪復合作用加重了節點混凝土損傷程度，承載能力下降較快，延性明顯降低(圖13)。

圖13 不同軸壓比水平下骨架曲線(正向)Fig.13 Skeleton curves of different axial compression ratio levels (forward)

4 結論

(1)JXJT和JXJTS受異形截面影響，節點腹板承載作用明顯，且均在梁固端豎向縫形成塑性鉸后發生受彎破壞，后澆混凝土豎向縫開裂，預制梁固端混凝土壓潰嚴重，試驗預制柱及節點未出現明顯裂縫，優化套筒布置的后澆整體式“T”形柱邊框架滿足“強柱弱梁”“強節點”的設計要求。

(2)梁縱筋端頭焊接鋼錨板保證了鋼筋應力的有效傳遞，較好地發揮了梁鉸塑性變形能力，延性系數可以達到5左右，無明顯滑移現象，耗能能力較強。

(3)有限元計算模型簡化合理，預制后澆接觸模型設置較為準確。由于梁固端后澆混凝土界面主要受彎，法向彈簧單元模型影響明顯，采用理想彈塑性模型得到計算結果與試驗相符。

(4)軸壓比變大使得節點延性明顯減弱，但預制柱及節點損傷并不嚴重。抗震設計中軸壓比nd應滿足規范要求且宜小于0.6，軸壓比較大時，節點水平箍筋應加密，提高對混凝土約束性，提高節點承載能力。