帶后澆區的混凝土裝配柱腳節點震損性能評估與表征

喬德浩,王少杰,徐宗美,胡兆文,張中文,慈夢堯

(1. 山東農業大學 水利土木工程學院,山東 泰安 271018;2. 山東高速德建集團有限公司,山東 德州 253000; 3. 東南大學 土木工程學院,江蘇 南京 210096)

0 引言

在裝配式混凝土框架結構、橋梁結構中,預制混凝土柱、橋墩作為最重要的豎向受力構件,其裝配連接節點的可靠性是核心問題[1-2]。鋼筋灌漿套筒連接技術因其結構簡單、施工方便,在裝配式結構構件的連接中應用廣泛[3-5]。國內外學者對鋼筋套筒混凝土墩柱抗震性能進行了大量試驗研究和有限元分析[6-9],結果表明在施工質量有保證的情況下預制試件表現出與現澆試件相似的滯回性能,灌漿套筒連接顯示出良好的可靠性。

然而,傳統預制構件安裝過程中,存在灌漿施工過程不可視、灌漿質量可控性差的問題,極易導致灌漿不飽滿,直接影響裝配式混凝土結構的受力性能[10-11]。伴隨灌漿缺陷增加,套筒連接鋼筋的破壞由拉伸斷裂轉變為界面粘結滑移,荷載-位移滯回曲線的捏縮效應和不對稱性愈發明顯,試件承載力和延性顯著降低[12-15]。為了解決灌漿套筒存在的上述問題,項目組研發了一種帶后澆區的倒置外露灌漿套筒(invert exposed grouting sleeve,IEGS)連接方式[16],可實現灌漿過程可視、避免灌漿隱蔽病害,且研究結果表明IEGS連接方式具有很好的延性和耗能能力,抗震性能較好[17]。然而,由于IEGS連接方式存在后澆區,且后澆區的混凝土強度大于預制柱身,與現澆及傳統套筒連接方式相比其開裂時刻稍有提前、開裂位置上移至后澆區與柱相交的水平交界面處,屈服荷載及屈服位移增大,塑性鉸、柱身開裂高度上移明顯。這就使得已有建立在大量傳統現澆結構基礎上的地震損傷模型不再直接適用于IEGS柱腳節點,欲開展基于性態的抗震設計理論與方法研究[18-19],必須建立適于帶后澆區的IEGS柱腳節點的震損性能評估與表征方法。

為此,文中通過水平低周往復荷載試驗研究IEGS柱腳節點的損傷行為,明晰損傷程度與層間位移角的關系;并以試驗結果為依托,檢驗4個經典的雙參數損傷模型用于評價IEGS柱腳節點震損性能的合理性;定量分析位移項與耗能項的占比關系,修正得到適用于IEGS柱腳節點的地震損傷模型,為IEGS柱腳節點的性能化設計及震損性能評估提供參考依據。

1 試驗概況

1.1 試件設計與加載

為了表征帶后澆區裝配柱腳節點的震損特性,進行了表1所示的6個足尺試件的低周往復荷載試驗,研究變量包括截面尺寸、軸壓比、后澆料。預制構件均采用同批次C25混凝土制作,各試件柱身高度均為1 800 mm(包括20 mm厚坐漿料),地梁高650 mm;柱身縱筋與箍筋采用HRB400級鋼筋,縱筋錨入地梁600 mm并在末端設置90°彎鉤,地梁頂部鋼筋外露端采用剝肋滾軋直螺紋與半灌漿套筒絲道連接,各試件截面尺寸和鋼筋配置如圖1所示。有關該新型柱腳節點的詳細拼裝過程同文獻[20]中1.2節所述。預制構件、后澆區的混凝土立方體抗壓強度實測值分別為25.20、31.10 MPa,試件S6后澆區采用的水泥基灌漿料實測抗壓強度為67.60 MPa,鋼筋力學性能實測結果見表2。

圖1 試件尺寸及配筋Fig. 1 Specimen size and reinforcement

表1 試件設計參數Table 1 Specimen design parameters

表2 鋼筋力學性能Table 2 Mechanical properties of the rebar

依據JGJ/T 101—2015《建筑抗震試驗規程》采用荷載變形雙控制方案進行低周往復加載。開裂前采用力控制加載,分別為±10、±20、±30 kN、…,先加正向推力、后加負向拉力,各循環1次;開裂后轉為位移控制加載,以開裂位移為參考并作為級差,每級循環3次,荷載下降至極限荷載的85%時停止試驗,各試件的最終破壞狀態如圖2所示。

圖2 最終破壞狀態Fig. 2 Final failure state

1.2 試驗結果

圖3為各試件的滯回曲線,可明顯看出各試件在開裂前加卸載曲線幾乎重合,處于彈性工作階段,損傷程度較低;開裂后,滯回曲線斜率緩慢降低,滯回環面積不斷增加,試件不斷開裂耗能,進入非彈性工作階段;

圖3 滯回曲線Fig. 3 Hysteresis curves

峰值荷載后,隨著側移增加,承載力緩慢下降(高軸壓比試件S3除外),至后期形成明顯塑性鉸,構件繼續耗能,表現出良好的抗震性能。通過試件S1、S2與S3的滯回曲線可以明顯看出,伴隨軸壓比增加,試件抗側承載力提高,滯回曲線變陡,耗能能力降低,失效破壞提前;以試件S1、S4、S5為例,伴隨截面尺寸增加,抗側承載力呈明顯遞增趨勢,但試件S4、S5的滯回曲線更為捏攏,與二者節點區損傷更為嚴重相吻合;試件S5、S6滯回曲線相似,但S6略“包絡”S5。表3為各試件的荷載及變形特征值,就極限位移角θu而言,各試件θu均大于GB 50011—2010《建筑抗震設計規范》[21]框架結構彈塑性層間位移角限值1/50,說明各試件的彈塑性變形能力滿足規范要求,符合“大震不倒”要求。

表3 荷載及變形特征值Table 3 Characteristic values of loading and deformation

2 損傷特征

2.1 損傷過程與破壞特征

各IEGS柱腳節點試件在低周往復荷載作用下的破壞歷程主要包括開裂、屈服、峰值及破壞4個階段。圖4為各試件最終失效狀態對應的裂縫分布,均經歷了首條裂縫出現、水平裂縫貫通、縱筋屈服、混凝土保護層起鼓剝落、混凝土壓潰、縱筋屈曲等過程,均是以彎曲為主導的破壞模式。各試件在達到峰值荷載時,裂縫發展基本穩定,主裂縫基本形成,符合巴贊特的2型尺寸效應模型[22]。從文獻[17]可知,相比于現澆混凝土柱腳節點,IEGS柱腳節點開裂提前、屈服推后;伴隨軸壓比增大,柱腳節點區塑性鉸明顯上移,柱身開裂高度上升,試件壓潰提前,因塑性鉸上移所致后澆區混凝土壓壞范圍變小;隨著截面尺寸增加,試件抗側承載力、柱身裂縫數量及裂縫發展高度增加,累積耗能逐漸增加,節點區損傷破壞更為嚴重;對比采用不同后澆材料的試件S5、S6發現,其破壞形式基本相同,但試件S6的后澆區采用高強度灌漿料澆筑而成,相比于試件S5其強度及脆性更大,在加載過程中試件S6后澆區伴有清脆的響聲,裂縫發展呈細而密的特征。

由圖2、圖4和文獻[17, 20]可總結帶后澆區的IEGS柱腳節點損傷特點如下:1)各試件的首條裂縫均在后澆區與預制柱水平相接處,與新舊混凝土接觸面的粘結力較小有關[2],使得后澆區與預制柱水平相接處較早開裂;2)主要彎曲開裂在試件屈服時已基本完成,塑性鉸初步形成,在達到峰值荷載時,裂縫發展基本穩定,其后損傷表現為塑性鉸區主裂縫寬度的增加與側面斜裂縫的擴展、交叉融通;3)不同于現澆混凝土柱,IEGS柱腳節點縱筋屈曲發生在套筒上方,塑性鉸上移,至結束試驗時縱筋均未出現拔出破壞,套筒完好,節點區混凝土被壓碎。進一步分析表明,相同位移比時試件的最大裂縫寬度隨截面尺寸的增加而增大,適當增加軸壓比可以減小彎曲裂縫寬度,但會顯著增加塑性鉸區側面剪切斜裂縫且會加劇混凝土壓潰,震損程度顯著增加。

圖4 各試件最終破壞狀態下的裂縫分布Fig. 4 Crack distribution of each specimen in the final failure state

2.2 IEGS柱腳節點試件震損評價

通過試驗結果確定各試件損傷程度是進行震損評價的關鍵,試件的損傷程度可以為構建損傷模型提供依據,也可用于判斷已有各經典損傷模型的適用性。文獻[23]提供的鋼筋混凝土結構“三水準”損傷指數抗震設防標準并結合文獻[24-25]及文中試驗成果,將IEGS柱腳節點震后損傷程度按由輕到重分成“完好”、“輕度”、“中度”、“重度”和“失效”5個等級,并以試件在加載過程中各特征值對應的時刻(即開裂、屈服、峰值、破壞)為分界點[26],明晰了損傷程度、試驗現象與層間位移角之間的對應關系,如表4所示。

表4 損傷程度與試驗現象、層間位移角的對應關系Table 4 Corresponding relationship among damage degree, test phenomenon and interlayer displacement angle

3 經典損傷模型校驗

3.1 既有經典損傷模型

PARK等[27]在1985年提出了規格化最大位移和規格化滯回耗能線性組合的地震損傷評估模型,該模型建立在大量的試驗基礎上,且結構形式簡單、計算較為準確,應用最為廣泛,能近似地反映結構或構件位移首次超越破壞以及累積損傷聯合破壞的損傷機理,見式(1):

(1)

Park-Ang模型在邊界條件上存在一些缺陷,無法較為精確地描述不同幅值荷載作用下結構的破壞差異。KUNNATH等[28]對于結構變形中超過屈服點的位移進行了重新定義,修正提出了新的Park-Ang雙參數損傷模型,見式(2):

(2)

式中:δy為構件的屈服位移,其余符號同前。

Park-Ang模型能相對全面地反映結構地震損傷機理,但對于復雜受力構件的計算結果不夠準確,呂大剛等[29]為了符合損傷指數的定義及滿足模型的通用性,并便于結構震后的性能設計,通過考慮最大變形與滯回耗能單獨引起的結構損傷程度對Park-Ang雙參數地震損傷模型進行了改進,如式(3)所示:

(3)

傅劍平等[30]為修正變形對Park-Ang損傷模型造成的誤差,在位移項與能量項中均引入了帶有加載位移延性系數的指數函數調節項對模型直接進行修正。當結構或構件位移增大時,位移項損傷增長速率變大,在整體損傷中占比增強;與位移項相反,能量項損傷增長速率變小,在整體損傷中占比削弱。改進后的損傷理論能更好地反映實際的損傷狀態,其具體表達式見式(4):

(4)

式中:μ=δm/δy。

3.2 損傷模型對比分析

結合試驗結果和文獻[27],利用上述4個經典的雙參數損傷模型計算各IEGS柱腳節點的損傷指數,可得到圖5所示的損傷指數發展曲線。由圖5可明顯看出,各模型計算得到的損傷指數前期增長均較為緩慢,隨著循環周數的增多,損傷指數增長加快,能反映試件在加載歷程中損傷逐漸增大的過程。然而,除高軸壓比試件S2、S3外,其余各試件的損傷指數在即將倒塌時均達到1.4以上,計算結果超出震害指數的定義值域[0, 1.0]。其中,Park-Ang模型能夠合理評估IEGS柱腳節點的無損傷、輕微、中等損傷程度,但適當高估了其嚴重損傷狀態,特別是倒塌控制時的計算指數超過了1.0,不便于量化構件的損傷過程; Kunnath模型與呂大剛模型準確性較高,隨著加載位移增加損傷指數D的變化趨勢與實際損傷變化狀態相似,但數值上仍然偏大;傅劍平模型所得損傷指數發展曲線為上凸型,且結果偏大,各試件在各個加載周期的計算結果均與實際結果存在明顯誤差。因此,有必要從IEGS柱腳節點震損特點出發,厘清位移項與耗能項的占比關系特點,建立在經典損傷模型基礎上開展修正研究,以更好地表征IEGS柱腳節點的損傷發展規律。

圖5 經典損傷模型校驗Fig. 5 Verification of classical damage models

4 損傷模型修正與表征

4.1 損傷模型修正

圖6為各試件在失效破壞狀態下的位移項、耗能項占比關系,可明顯看出除試件S2、S3外,其余各試件的耗能項占比均高于位移項;與文獻[30]對比分析可知,相較于普通鋼筋混凝土結構位移項與耗能項的占比關系發生了顯著變化,究其原因與IEGS柱腳節點開裂提前、屈服推后有關。針對試件S2、S3,其塑性鉸上移,導致加載點到柱腳轉動點之間的高度變小,使得相同側移下塑性鉸的絕對轉動角度增大,與此同時軸壓比的增大又使得其耗能能力變差,從而使得其損傷占比關系仍是位移項占比高于耗能項,所以如圖5(b)、(c)所示上述部分已有經典損傷模型對較高軸壓比的IEGS柱腳節點試件仍有較好的適應性。然而,為了建立具有較好普適性尤其是能很好體現高軸壓比試件峰后損傷演化歷程顯著縮短特性的損傷模型,文中在繼承經典損傷模型的基礎上,以屈服為界分別在位移項、耗能項引入修正系數αi、k,修正建立如式(5)所示的兩階段雙參數損傷模型。即:

圖6 位移項與耗能項在總損傷中的占比Fig. 6 Proportion of displacement and energy in total damage

(5)

式中:α1、α2分別為試件屈服前、屈服后的位移項占比修正系數;k為能量項占比修正系數。

文獻[31],依據IEGS柱腳節點失效破壞狀態下的滯回曲線第2循環分別求解計算可得各試件對應的修正系數α1、α2和k值,以各試件獲得的損傷指數D平均值最接近1.0及其標準差相對最小為目標,確定具有較好普適性的α1、α2和k值分別為2.013、0.834和0.69。基于上述修正系數和式(5)所示的兩階段損傷模型,結合實測試驗數據計算可得圖7所示的各試件的損傷演化曲線。由圖7可明顯看出,修正后的損傷模型對上述6個帶后澆區的柱腳節點試件均具有很好的適用性,有效解決了傳統經典模型損傷指數大于1的情況,對于高軸壓比試件也能夠很好地表征其損傷突然加劇的特性。

圖7 損傷指數修正值Fig. 7 Damage index correction

4.2 基于性態的震損表征

從結構功能性和震后可修復性,可將IEGS柱腳節點的抗震性能劃分為正常使用、基本正常使用、暫時使用、修復后使用、接近嚴重破壞5個性能水準,采用試件損傷破壞過程中開裂、屈服、峰值以及破壞4個特征點作為上述5個性能水準的分界點[26],以表4所示的層間位移角作為結構性能水準的量化指標采用概率理論進行統計分析,可得到損傷程度、層間位移角與損傷指數之間的對應關系如表5所示。

表5 損傷程度及對應的損傷閾值Table 5 Damage degree and corresponding damage threshold

由表5分析可知:

1)試件首條裂縫出現時,其層間位移角變化區間為[1/792, 1/335],平均值為1/455,標準差為1/1 923,在滿足84.13%的保證率下所得開裂層間位移角為1/588;對應的損傷閾值為[0.003, 0.008],損傷平均值為0.005。結合GB 50011—2010《建筑抗震設計規范》[21]對框架結構彈性層間位移角限值的規定,“正常使用”性能水準下的層間位移角限值可參照規范仍取為1/550。

2)試件屈服時,其層間位移角變化區間為[1/91, 1/69],在滿足84.13%的保證率下所得屈服層間位移角為1/90;對應的損傷閾值為[0.035, 0.083],損傷平均值為0.060。屈服前結構只是存在些許可修復的裂縫,混凝土并未壓碎,結構構件的大部分區域還基本完好處于彈性工作階段,其層間變形不會很大,輕微修復后可繼續使用,所以取1/90作為“基本正常使用”水準下的層間位移角限值。

3)試件達到峰值荷載時,其層間位移角變化區間為[1/40, 1/32],平均值為1/34,標準差為1/435,在滿足84.13%的保證率下所得峰值層間位移角為1/37;對應的損傷閾值為[0.457, 0.744],損傷平均值為0.548。試件經過峰值點后,殘余變形迅速累積,節點區塑性鉸逐漸形成,抗側剛度顯著減小,處于“暫時使用”狀態,可取層間位移角限值“1/60”作為該階段的性能水準量化指標。

4)當試件承載力下降至峰值荷載的85%時,其層間位移角變化區間為[1/35, 1/19],平均值為1/25,標準差為1/122,在滿足84.13%的保證率下所得破壞層間位移角為1/31;對應的損傷閾值為[0.744, 0.941],平均值為0.870。此時,試件變形急劇增大,承載力退化幅度較大,損傷較嚴重,結合GB 50011—2010《建筑抗震設計規范》[21]建議將IEGS柱腳節點“修復后使用”性能水準對應的層間位移角量化指標定為1/50。

5)當水平承載力下降至破壞荷載后,試件嚴重損傷,隨時可能倒塌。結合試驗結果,當層間位移角達到1/35時,所有試件仍能維持較為穩定的豎向軸壓力,為獲得較高的安全儲備,建議將“接近嚴重破壞”性能水準下的層間位移角限值定為1/40。

綜上,基于修正后的地震損傷模型不僅可以定量準確表征帶后澆區的灌漿套筒連接混凝土柱腳節點的損傷演化過程,而且還能與試驗現象、層間位移角建立對應關系,用于開展此類新型裝配柱腳節點的性能化抗震設計與震損評估,兼具理論與實用價值。

5 結論

1)帶后澆區的柱腳節點存在開裂提前、屈服推后現象,失效破壞形態呈彎曲破壞特征且塑性鉸與柱身開裂高度上移;與普通混凝土柱腳節點相比,位移項與耗能項在結構總體損傷中的占比關系發生顯著變化,尤以小軸壓比試件耗能項占比均大于位移項。

2)經典的Park-Ang模型、Kunnath模型及呂大剛模型對較高軸壓比作用下的IEGS柱腳節點具有較好適用性,但均不適用于小軸壓比作用下的帶后澆區灌漿套筒連接柱腳節點試件的震損表征;通過引入位移項、能量項占比修正系數,以屈服為界修正建立的兩階段雙參數損傷模型能很好地表征帶后澆區灌漿套筒連接混凝土柱腳節點的損傷劣化過程,物理意義明確,且具有較好的普適性。

3)明晰了IEGS柱腳節點在不同側向位移下損傷程度的表征方法,界定了正常使用、基本正常使用、暫時使用、修復后使用、接近嚴重破壞5個性能水準的判別標準,對應的層間位移角限值分別建議取1/550、1/90、1/60、1/50、1/40,為該類裝配節點的性能化設計和震損性能評估提供了參考依據。