裝配式混凝土框架頂層端節(jié)點(diǎn)抗震性能試驗(yàn)

趙 勇，李永波，畢 瓊，鄧世斌

(1.同濟(jì)大學(xué) 土木工程學(xué)院，上海 200092；2.中國(guó)建筑西南設(shè)計(jì)研究有限公司，四川 成都 610041)

a 柱端上伸

b 柱端無上伸

a 柱端上伸

b 柱端無上伸

1 試驗(yàn)概況

1.1 試件設(shè)計(jì)

1.1.1基本情況

表1 試件的主要參數(shù)Tab.1 Main parameters of specimens

注：7/3C10指共配置7道箍筋，其中3道集中布置于節(jié)點(diǎn)外側(cè)，節(jié)點(diǎn)箍筋均為四肢箍.其余類推.

1.1.2框架梁

1.1.3框架柱

1.1.4框架節(jié)點(diǎn)

a 試件PK-1節(jié)點(diǎn)構(gòu)造

c 預(yù)制梁端鍵槽尺寸

b 試件PK-4節(jié)點(diǎn)構(gòu)造

d 試件RK-1節(jié)點(diǎn)構(gòu)造

圖3 試件幾何尺寸及配筋(單位：mm)Fig.3 Dimensions and reinforcement details of specimens(unit:mm)

1.2 鋼筋材料性能試驗(yàn)

鋼筋的屈服強(qiáng)度fy、抗拉強(qiáng)度fb、彈性模量Es和最大力下總伸長(zhǎng)率δ等力學(xué)性能參數(shù)實(shí)測(cè)結(jié)果如表2所示.

表2 鋼筋的實(shí)測(cè)力學(xué)性能參數(shù)Tab.2 Test values of mechanical properties of steel bar

1.3 加載方式

試驗(yàn)加載裝置如圖4所示.其中，梁外端采用滑動(dòng)鉸支座固定，預(yù)制柱外端采用固定鉸支座固定.由伺服液壓水平作動(dòng)器施加水平低周反復(fù)荷載，并規(guī)定自西向東加載為正向.水平加載采用荷載-位移混合控制，首先，采用荷載控制加載，加載增量為0.15Pu,c(Pu,c為根據(jù)框架梁端正截面受彎承載力計(jì)算值推算得到的水平荷載)，每級(jí)加載循環(huán)2次；加載至0.75Pu,c后，采用位移控制加載，位移增量為5 mm，每級(jí)加載循環(huán)2次，直至試件的承載力下降至0.85Pu(Pu為試件極限承載力試驗(yàn)值)后，停止加載.

圖4 試驗(yàn)加載裝置與位移測(cè)點(diǎn)布置(單位：mm)Fig.4 Test setup and layout of displacement measuring points(unit:mm)

1.4 測(cè)量?jī)?nèi)容

試件位移計(jì)(L1～L4)的測(cè)點(diǎn)布置如圖4所示.其中，L1、L2用于測(cè)量加載中心的水平位移，并取平均值，由此可測(cè)得加載中心相對(duì)柱底固定鉸中心的水平位移Δ，從而可得側(cè)移角θ=Δ/L，L為柱頂加載中心到柱底固定鉸中心的垂直距離，取為2.1 m ；L3、L4用于測(cè)量節(jié)點(diǎn)核芯區(qū)的剪切變形.鋼筋應(yīng)變片測(cè)點(diǎn)布置如圖5所示.在節(jié)點(diǎn)區(qū)頂部第一道的水平箍筋、倒U形插筋，布置2個(gè)應(yīng)變片，測(cè)點(diǎn)編號(hào)為S1、S2；在梁頂、梁底各選一根縱筋貼片，測(cè)點(diǎn)編號(hào)為S3、S4.

圖5 鋼筋應(yīng)變測(cè)點(diǎn)布置Fig.5 Layout of steel strain measuring points

2 試驗(yàn)現(xiàn)象與破壞特征

2.1 破壞形態(tài)

加載至0.2Pu左右時(shí)，裝配式試件PK-1～PK-4的梁在距柱邊約100 mm處出現(xiàn)第1條受彎裂縫，柱頂結(jié)合面處出現(xiàn)第1條水平的彎曲裂縫；加載至0.6Pu左右時(shí)，梁身出現(xiàn)多條彎曲裂縫，梁端結(jié)合面開裂，柱頂結(jié)合面裂縫有較大延伸；加載至0.8Pu左右時(shí)，節(jié)點(diǎn)區(qū)主對(duì)角線上出現(xiàn)斜裂縫.現(xiàn)澆試件RK-1開裂荷載要大于裝配式試件.

加載至Pu時(shí)，裝配式試件PK-1～PK-4梁端結(jié)合面開裂嚴(yán)重，且結(jié)合面處的梁底、梁頂混凝土壓碎剝落；柱身出現(xiàn)了斜裂縫，但寬度和長(zhǎng)度均不大；節(jié)點(diǎn)區(qū)主對(duì)角線斜裂縫進(jìn)一步加寬，并出現(xiàn)新的斜裂縫；現(xiàn)澆試件RK-1除出現(xiàn)主對(duì)角線斜裂縫外，還出現(xiàn)明顯的外推裂縫，從節(jié)點(diǎn)頂面中部延伸并貫穿至節(jié)點(diǎn)外側(cè)面.

卸載至0.85Pu時(shí)，試件破壞[13].各試件的破壞形態(tài)如圖6所示.裝配式試件PK-1～PK-4均發(fā)生了梁端受彎破壞，且集中在梁端結(jié)合面較小范圍內(nèi)破壞(圖7a)，梁端底部縱筋彎折嚴(yán)重(圖7b)，但疊合梁的水平拼縫均沒有出現(xiàn)開裂；柱端無上伸試件PK-1、PK-2節(jié)點(diǎn)區(qū)主對(duì)角線斜裂縫發(fā)育充分，柱端上伸試件PK-3、PK-4主對(duì)角線斜裂縫發(fā)展較少，但其梁端頂部的混凝土剝落更為嚴(yán)重(圖7c).現(xiàn)澆試件RK-1也是出現(xiàn)了梁端受彎破壞，節(jié)點(diǎn)區(qū)對(duì)角線方向的交錯(cuò)斜裂縫發(fā)展較多，節(jié)點(diǎn)外角被外推抬起，并在節(jié)點(diǎn)頂部出現(xiàn)了混凝土剝落的現(xiàn)象(圖7d).

2.2 破壞機(jī)理分析

頂層端節(jié)點(diǎn)受力特征類似于一根90°折梁，在負(fù)彎矩作用下，梁柱外側(cè)受拉，內(nèi)側(cè)凹角處受壓，沿主對(duì)角線方向受到斜壓力，垂直于主對(duì)角線方向受到斜拉力，斜拉力使得節(jié)點(diǎn)核芯產(chǎn)生主對(duì)角線方向的斜裂縫；在正彎矩作用下，梁柱外側(cè)受壓，其合力有將節(jié)點(diǎn)外角部區(qū)域外推的趨勢(shì)，產(chǎn)生外推裂縫，與此斜壓力平衡的內(nèi)拉力使角部產(chǎn)生垂直于主對(duì)角線方向的斜裂縫[14].

a 試件PK-1

c 試件PK-3

d 試件PK-4

e 試件RK-1

a 梁端頂面混凝土壓碎剝落(試件PK-1)

b 梁端底部縱筋彎折嚴(yán)重(試件PK-1)

c 梁端頂部混凝土壓壞拱起(試件PK-3)

d 節(jié)點(diǎn)頂部混凝土壓碎剝落(試件RK-1)

試件PK-1、PK-2由于節(jié)點(diǎn)端部集中設(shè)置了箍筋和插筋，加強(qiáng)了對(duì)外角部混凝土的約束，同時(shí)也保證了節(jié)點(diǎn)斜截面的受彎承載力.試件PK-3、PK-4上伸的柱端加強(qiáng)了對(duì)節(jié)點(diǎn)區(qū)頂部混凝土的約束，減小了節(jié)點(diǎn)核芯區(qū)的局部擠壓應(yīng)力，使得節(jié)點(diǎn)區(qū)裂縫發(fā)展較少，但同時(shí)也讓梁頂混凝土保護(hù)層反復(fù)受壓而破壞嚴(yán)重.現(xiàn)澆試件RK-1的柱外側(cè)縱筋彎入節(jié)點(diǎn)頂部但在末端又未設(shè)向下的90°彎折，在負(fù)彎矩作用下，鋼筋水平段除上部混凝土保護(hù)層外無任何側(cè)向約束，便將混凝土保護(hù)層崩裂并向上彈起，而在節(jié)點(diǎn)頂部發(fā)生破壞，可在節(jié)點(diǎn)區(qū)設(shè)置豎向插筋約束柱筋水平段來防止此類破壞[15].

3 試驗(yàn)數(shù)據(jù)結(jié)果及分析

3.1 滯回曲線及耗能能力

各試件的荷載-位移滯回曲線如圖8所示.其中，P為試件加載端水平荷載.由圖8可知：

a 試件PK-1

b 試件PK-2

c 試件PK-3

d 試件PK-4

e 試件RK-1

(1)裝配式試件PK-1～PK-4的滯回曲線更為飽滿，循環(huán)次數(shù)更多；達(dá)到峰值荷載前，各裝配式試件的滯回曲線形狀相似，有輕微的捏攏，并由梭形轉(zhuǎn)變?yōu)楣?；達(dá)到峰值荷載后，則由弓形轉(zhuǎn)變?yōu)閆形，包圍的面積減少，耗能降低.現(xiàn)澆試件RK-1的滯回環(huán)更為細(xì)長(zhǎng)，包圍面積較小，循環(huán)次數(shù)更少.

(2)試件PK-1、PK-2的滯回曲線基本相同，而試件PK-3、PK-4的滯回曲線較為相近.其主要原因是，試件節(jié)點(diǎn)的配筋較充分，未在節(jié)點(diǎn)核芯區(qū)發(fā)生破壞，而是梁端受彎破壞，故節(jié)點(diǎn)的構(gòu)造對(duì)滯回曲線的影響不明顯.

(3)達(dá)到峰值荷載前，現(xiàn)澆試件與裝配式試件的滯回曲線基本相同；但達(dá)到峰值荷載后，現(xiàn)澆試件的滯回環(huán)圈數(shù)明顯少于裝配式試件.其主要原因是，現(xiàn)澆試件的節(jié)點(diǎn)核心區(qū)的約束較少，過早出現(xiàn)了外推裂縫和頂部混凝土崩裂，導(dǎo)致其耗能能力較差.

3.2 荷載-位移骨架曲線

圖9 試件荷載-位移骨架曲線Fig.9 Load-displacement skeleton curves of specimens

由圖9和表3可知：

(1)各試件在開裂之前，骨架曲線大致呈線性發(fā)展；開裂之后，試件剛度有所降低，曲線斜率減??；進(jìn)入屈服階段后，曲線出現(xiàn)明顯拐點(diǎn)，隨后進(jìn)入下降段.

(2)屈服前，各試件骨架曲線基本重合；屈服后，裝配式試件PK-1～PK-4骨架曲線上升平緩，現(xiàn)澆試件RK-1上升較快，并且峰值荷載較大、峰值位移較??；達(dá)到峰值荷載后，試件PK-1～PK-4有較長(zhǎng)的下降段；現(xiàn)澆試件RK-1下降較快，對(duì)應(yīng)的極限位移也相應(yīng)較小.

由此可見，裝配式試件的極限承載力比現(xiàn)澆試件有所降低；不同的構(gòu)造對(duì)裝配式試件的極限承載能力影響不大；與柱端無上伸試件相比，柱端上伸試件的極限位移較小.

3.3 位移延性

各試件的位移延性系數(shù)見表3.由表3可知：

表3 試件特征狀態(tài)的試驗(yàn)結(jié)果Tab.3 Test results of specimens at characteristic points

(1)裝配式試件的正向位移延性系數(shù)最小為試件PK-3的2.70，最大為試件PK-2的3.66，大于現(xiàn)澆試件RK-1的2.69；反向位移延性系數(shù)最小為試件PK-4的2.54，最大為試件PK-1的3.04，大于現(xiàn)澆試件RK-1的2.27.裝配式試件較現(xiàn)澆試件表現(xiàn)出更好的延性，主要是因?yàn)楝F(xiàn)澆試件的節(jié)點(diǎn)核芯區(qū)缺少約束，轉(zhuǎn)動(dòng)能力及節(jié)點(diǎn)變形能力較弱[14].

(2)裝配式試件的位移延性系數(shù)偏低(小于3.0).其主要原因是，500 MPa級(jí)縱筋的強(qiáng)度高，屈服應(yīng)變大，使得試件在梁端達(dá)到屈服時(shí)，梁端、節(jié)點(diǎn)區(qū)的裂縫發(fā)展較充分，使得屈服位移Δy較大，盡管試件破壞時(shí)的極限位移Δm不小，但得到的位移延性系數(shù)卻偏低.這與文獻(xiàn)[16]的試驗(yàn)結(jié)論一致.

(4)采用倒U形插筋的柱端無上伸試件PK-1、PK-2的延性系數(shù)和極限位移角均大于柱端上伸試件PK-3、PK-4，說明其節(jié)點(diǎn)區(qū)的轉(zhuǎn)動(dòng)能力更好.這是由于上伸的柱端對(duì)節(jié)點(diǎn)區(qū)頂部混凝土的約束過大，導(dǎo)致節(jié)點(diǎn)區(qū)剛度偏大，限制了節(jié)點(diǎn)區(qū)的裂縫發(fā)展，從而降低了試件的延性.

(5)對(duì)比試件PK-1、PK-2可知，隨抗彎箍筋量增加，位移延性系數(shù)增大.說明箍筋的約束作用提高，可減小承載力的下降速度.

3.4 核芯區(qū)剪切變形

節(jié)點(diǎn)核芯區(qū)剪切角可通過測(cè)量核芯區(qū)對(duì)角線的位移按下列公式計(jì)算確定[13]：

(1)

式中:a、b分別為測(cè)點(diǎn)區(qū)的高度和寬度，均取為300 mm；u、v分別為節(jié)點(diǎn)核芯二個(gè)方向?qū)蔷€的位移，取位移計(jì)L3、L4測(cè)出的應(yīng)變值乘以節(jié)點(diǎn)區(qū)對(duì)角線長(zhǎng)度；γ為節(jié)點(diǎn)核芯區(qū)剪切角.各試件核芯區(qū)的剪切角-位移骨架曲線如圖10所示.由圖10可知：

(1)屈服前，各試件的剪切角都很小，節(jié)點(diǎn)區(qū)基本處于彈性狀態(tài)；屈服后，隨著位移增加，節(jié)點(diǎn)核芯區(qū)裂縫出現(xiàn)并迅速發(fā)展，剪切角增長(zhǎng)較快.

(2)現(xiàn)澆試件RK-1剪切角發(fā)展大于裝配式試件PK-1～PK-4.這是由于現(xiàn)澆試件節(jié)點(diǎn)核芯區(qū)缺少約束，斜裂縫發(fā)展較快所致.

(3)試件PK-1剪切變形大于試件PK-2.這是因?yàn)樵诤诵緟^(qū)初裂以后，試件PK-1節(jié)點(diǎn)區(qū)箍筋較少，對(duì)混凝土的約束較小，導(dǎo)致變形發(fā)展較快.

(4)柱端上伸試件PK-3、PK-4剪切角發(fā)展小于柱端無上伸試件PK-1、PK-2.

圖10 試件核芯區(qū)的剪切角-位移骨架曲線Fig.10 Shear angle-displacement skeleton curves of specimens in core region

3.5 荷載-鋼筋應(yīng)變滯回曲線

3.5.1梁縱筋應(yīng)變

在試驗(yàn)過程中，部分試件的梁縱筋應(yīng)變測(cè)點(diǎn)損壞，未能獲得有效應(yīng)變數(shù)據(jù).裝配式試件PK-1和現(xiàn)澆試件RK-1的梁縱筋應(yīng)變滯回曲線如圖11所示.其中，ε為梁縱筋應(yīng)變.由圖11可知：

(1)在屈服荷載前，縱筋滯回環(huán)細(xì)長(zhǎng)，殘余變形較小，基本處于彈性狀態(tài)；進(jìn)入屈服階段后，縱筋殘余變形增大.

(2)在達(dá)到峰值荷載前，試件的梁頂、梁底縱筋的拉應(yīng)變均達(dá)到了實(shí)測(cè)屈服應(yīng)變2 560×10-6.

(3)裝配式試件縱筋應(yīng)變的變化斜率小于現(xiàn)澆試件，說明裝配式試件梁端結(jié)合面處的縱筋應(yīng)變?cè)鲩L(zhǎng)較快.

a 試件PK-1

b 試件RK-1

3.5.2節(jié)點(diǎn)箍筋和插筋應(yīng)變

柱端無上伸試件PK-1、PK-2節(jié)點(diǎn)區(qū)端部的水平箍筋和倒U形插筋的荷載-鋼筋應(yīng)變滯回曲線如圖12所示.其中，εh為水平箍筋應(yīng)變，εv為倒U形插筋應(yīng)變.

由圖12可知：

(1)在加載初期，各試件節(jié)點(diǎn)區(qū)的箍筋和插筋基本處于彈性受力狀態(tài)，卸載后殘余變形較小，但在節(jié)點(diǎn)區(qū)出現(xiàn)裂縫后，箍筋和插筋應(yīng)變驟然增加.隨著加載進(jìn)行，應(yīng)變隨荷載增大而增大.

a 試件PK-1節(jié)點(diǎn)箍筋

b 試件PK-2節(jié)點(diǎn)箍筋

c 試件PK-1節(jié)點(diǎn)插筋

d 試件PK-2節(jié)點(diǎn)插筋

(2)在整個(gè)加載過程中，節(jié)點(diǎn)區(qū)水平箍筋的最大應(yīng)變?yōu)? 860×10-6，未達(dá)到實(shí)測(cè)屈服應(yīng)變2 100×10-6；倒U形插筋的最大應(yīng)變?yōu)? 020×10-6，未達(dá)到實(shí)測(cè)屈服應(yīng)變3 100×10-6.

(3)試件PK-1與PK-2節(jié)點(diǎn)區(qū)的箍筋和插筋的應(yīng)變發(fā)展情況相近，但試件PK-1的應(yīng)變值更高，是由于試件PK-1節(jié)點(diǎn)區(qū)用于抗彎的水平箍筋和倒U形插筋量較少.

3.6 極限承載力

3.6.1節(jié)點(diǎn)承載力

對(duì)于梁頂面縱筋與柱外側(cè)縱筋搭接的頂層端節(jié)點(diǎn)以及柱端上伸且柱外側(cè)縱筋錨固充分的節(jié)點(diǎn)，在節(jié)點(diǎn)主對(duì)角線斜截面能形成有效的抗拉機(jī)制，自然可以保證節(jié)點(diǎn)斜截面的受彎承載力.但對(duì)于圖2b所示配筋構(gòu)造的裝配式頂層端節(jié)點(diǎn)，由于梁頂和柱外側(cè)的縱筋分別在節(jié)點(diǎn)區(qū)中錨固，需通過節(jié)點(diǎn)端部集中設(shè)置的水平箍筋和倒U形插筋保證斜截面的受彎承載力，箍筋和插筋用量根據(jù)計(jì)算確定，其計(jì)算模型如圖13所示.

圖13 頂層端節(jié)點(diǎn)斜截面受彎承載力計(jì)算示意圖Fig.13 Flexual capacity of inclined section in knee joint

α1fcbxc=∑Ashfyhsinα+∑Asvfyvcosα

(2)

(3)

(4)

Mu=∑AshfyhZsh+∑AsvfyvZsv

(5)

式中:Ash、Asv分別為水平和豎向附加箍筋的截面面積；fyh、fyv分別為水平和豎向附加箍筋的抗拉強(qiáng)度；h、b分別為節(jié)點(diǎn)區(qū)的高度和寬度；Zsh、Zsv分別為水平和豎向附加箍筋合力中心至斜截面受壓區(qū)合力點(diǎn)的距離；lsh、lsv分別為水平附加箍筋合力中心至節(jié)點(diǎn)區(qū)頂部距離、豎向附加箍筋合力中心至節(jié)點(diǎn)區(qū)外側(cè)距離；Mu為節(jié)點(diǎn)斜截面受彎承載力.

3.6.2試件承載力計(jì)算值與試驗(yàn)值

(1)各試件滿足強(qiáng)柱弱梁、強(qiáng)剪弱彎、強(qiáng)節(jié)點(diǎn)弱構(gòu)件、強(qiáng)接縫弱構(gòu)件的基本抗震要求.

(2)裝配式試件均發(fā)生梁端受彎破壞，即極限承載力計(jì)算值取為PubM+、PubM-，正向加載的極限承載力計(jì)算值和試驗(yàn)值之比為0.68～0.70，反向加載的極限承載力計(jì)算值和試驗(yàn)值之比為0.62～0.71，具有較高的安全度.

(3)裝配式試件PK-1～PK-4的極限承載力相近.其主要原因是，裝配式試件均發(fā)生梁端受彎破壞，節(jié)點(diǎn)區(qū)強(qiáng)度未充分發(fā)揮.

(4)裝配式試件極限承載力的試驗(yàn)值比現(xiàn)澆試件的低10%.其主要原因是，裝配式試件的破壞集中在梁端結(jié)合面，處于彎剪復(fù)合受力狀態(tài)，承載力會(huì)有所降低，而現(xiàn)澆試件的腰筋伸入節(jié)點(diǎn)，梁端結(jié)合面的受剪承載力提高，進(jìn)而可提高試件的極限承載力.梁端結(jié)合面在彎剪復(fù)合受力下的承載力有待進(jìn)一步研究.

表4 試件的極限承載力試驗(yàn)值與計(jì)算值Tab.4 Test and calculated bearing capacity values in specimens

4 結(jié)論與建議

(1)裝配式試件均發(fā)生梁端受彎破壞，且集中在梁端結(jié)合面較小范圍內(nèi)；框架梁的水平疊合面未見開裂.

(2)裝配式試件相比于現(xiàn)澆試件表現(xiàn)出更好的延性與耗能能力，滯回曲線更為飽滿，其位移延性系數(shù)為2.54～3.66，極限位移角為1/29～1/26，且柱端無上伸試件的延性略優(yōu)于柱端上伸試件.

(3)裝配式試件的極限承載力比現(xiàn)澆試件約低10%，但其極限承載計(jì)算值與試驗(yàn)值之比平均為0.62～0.71，仍具有較高的安全儲(chǔ)備.梁端結(jié)合面在彎剪復(fù)合受力下的承載力建議進(jìn)一步研究.

(4)本文所提出的兩種頂層端節(jié)點(diǎn)構(gòu)造措施，適于裝配施工，可保證節(jié)點(diǎn)的承載力和抗震性能.