UHPC 連接的節(jié)點(diǎn)預(yù)制-構(gòu)件預(yù)制裝配式框架抗震性能試驗(yàn)研究

鄭七振， 陳威鋼， 龍莉波， 馬躍強(qiáng)， 陳 剛

（1. 上海理工大學(xué) 環(huán)境與建筑學(xué)院，上海 200093；2. 上海建工二建集團(tuán)有限公司 上海 200080）

裝配式混凝土框架的梁柱節(jié)點(diǎn)和構(gòu)件的連接方式是區(qū)分裝配式結(jié)構(gòu)和現(xiàn)澆結(jié)構(gòu)的重要依據(jù)，是決定裝配式框架能否實(shí)現(xiàn)“強(qiáng)柱弱梁，強(qiáng)節(jié)點(diǎn)弱構(gòu)件”設(shè)計(jì)原則的根本。裝配整體式框架構(gòu)件濕式連接是指梁柱等構(gòu)件在連接部位利用鋼筋、型鋼等固定，同時(shí)在連接部位澆筑混凝土而形成的連接方式[1]。后澆部位主要是在梁柱的節(jié)點(diǎn)部位和梁的跨中部位。針對(duì)濕式連接的形式，國內(nèi)外學(xué)者對(duì)鋼筋連接方式及后澆混凝土性能進(jìn)行了一系列的研究，提出了大量的改進(jìn)意見[2-5]。目前常用的鋼筋連接方式有灌漿套筒連接、漿錨搭接、普通搭接連接等形式，但這些連接方式仍存在著許多缺點(diǎn)與不足。鋼筋套筒連接的連接方式復(fù)雜，對(duì)精度和工人技能要求高且灌漿質(zhì)量無有效手段進(jìn)行檢查。JGJ 1-2014《裝配式混凝土結(jié)構(gòu)技術(shù)規(guī)程》[6]明確要求直徑大于20 mm 的鋼筋和直接承受動(dòng)力荷載的縱向鋼筋不宜（或不應(yīng)）采用漿錨搭接，因而漿錨搭接在工程應(yīng)用中受到一定限制，普通鋼筋搭接連接方式的鋼筋搭接長度較長，現(xiàn)場(chǎng)濕作業(yè)量大，構(gòu)件的連接方式有待進(jìn)一步改善。

超高性能混凝土（UHPC）是一種新型水泥基復(fù)合材料，具有高強(qiáng)度、高韌性、低孔隙率、強(qiáng)抗開裂能力等特點(diǎn)[7]。目前UHPC 主要用于橋梁和市政工程，本課題組將其用于預(yù)制構(gòu)件連接處的后澆部位，先后開展了UHPC 材料與鋼筋黏結(jié)性能試驗(yàn)[8]、以UHPC 材料連接的預(yù)制柱抗震性能試驗(yàn)[9]、以UHPC 材料連接的預(yù)制裝配梁受彎性能試驗(yàn)[10]、以UHPC 材料連接的裝配式框架節(jié)點(diǎn)抗震性能試驗(yàn)[11]等一系列試驗(yàn)。試驗(yàn)結(jié)果表明，當(dāng)鋼筋搭接長度為10 d（d 為鋼筋直徑）時(shí)，以UHPC 材料連接的裝配式試件的力學(xué)性能均可等同現(xiàn)澆試件，某些性能指標(biāo)甚至優(yōu)于現(xiàn)澆試件。這種采用UHPC材料連接預(yù)制構(gòu)件技術(shù)的提出，不僅實(shí)現(xiàn)了鋼筋短連接、簡化連接構(gòu)造、提高工作效率，而且連接質(zhì)量易于檢查，能有效避免連接部位的安全隱患。為解決后澆節(jié)點(diǎn)部位梁柱鋼筋構(gòu)造復(fù)雜、施工難度大、澆筑質(zhì)量不易保證的問題，課題組進(jìn)一步提出了“節(jié)點(diǎn)預(yù)制?梁柱預(yù)制?后澆UHPC 連接”的裝配式框架體系。此體系具有構(gòu)件預(yù)制率高、現(xiàn)場(chǎng)濕作業(yè)少、施工方便、質(zhì)量可控等特點(diǎn)，為裝配式混凝土框架構(gòu)件連接提供了一條新路徑。為進(jìn)一步研究這種新型裝配式框架體系的力學(xué)性能和抗震能力，制作了一榀兩層兩跨裝配式混凝土框架，并進(jìn)行了擬靜力試驗(yàn)。

1 試驗(yàn)概況

1.1 試件設(shè)計(jì)

按照1∶2 的縮尺比例制作了一榀兩層兩跨預(yù)制裝配式框架試件，編號(hào)PC。試件各層高均為1 800 mm，各跨度均為3 000 mm。梁截面尺寸為150 mm×300 mm，柱截面尺寸為300 mm×300 mm。試件的幾何尺寸如圖1 所示，構(gòu)件配筋如圖2 所示。從耗能角度考慮，為使梁塑性鉸出現(xiàn)在梁端部，PC 試件梁后澆連接段設(shè)置在離節(jié)點(diǎn)核心區(qū)450 mm梁高處，柱連接后澆段設(shè)置在節(jié)點(diǎn)核心區(qū)頂部，鋼筋搭接長度均為10 d。預(yù)制節(jié)點(diǎn)根據(jù)預(yù)制柱鋼筋尺寸及位置預(yù)留鋼筋孔，鋼筋孔直徑為2.5 d。預(yù)制柱鋼筋穿過節(jié)點(diǎn)預(yù)留鋼筋孔后與上層柱鋼筋在節(jié)點(diǎn)上方搭接連接，鋼筋孔間隙用普通灌漿料澆筑密實(shí)，預(yù)制節(jié)點(diǎn)與下層預(yù)制柱之間設(shè)置20 mm的普通灌漿料坐漿層。構(gòu)件連接面均按照國家規(guī)范設(shè)置鍵槽及粗糙面，PC 試件構(gòu)件連接圖如圖3所示。

1.2 材料性能

PC 試件的預(yù)制混凝土構(gòu)件設(shè)計(jì)強(qiáng)度為C30，梁柱縱筋及箍筋均采用HRB400 帶肋鋼筋，UHPC采用Tenacal T180 新型材料，灌漿料采用CGM-1 高強(qiáng)無收縮灌漿料。構(gòu)件在實(shí)驗(yàn)室場(chǎng)地制作，試件在室外養(yǎng)護(hù)且正值冬季，氣溫較低，PC 試件出現(xiàn)部分凍損現(xiàn)象，影響了試件的整體強(qiáng)度。鋼筋的實(shí)測(cè)力學(xué)性能如表1 所示，混凝土實(shí)測(cè)力學(xué)性能如表2 所示。

1.3 加載制度

試驗(yàn)加載裝置如圖4 所示。加載方式為低周反復(fù)加載，水平荷載由一臺(tái)50 t 和一臺(tái)100 t MTS電液伺服作動(dòng)器提供，分別作用在一、二層梁端。豎向荷載由兩臺(tái)200 t 和一臺(tái)100 t 千斤頂提供，千斤頂上端設(shè)有雙向滑車，下端設(shè)有球鉸來保證加載的豎向軸力始終與柱頂截面垂直。軸壓比取0.3，軸壓力為540 kN，并在試驗(yàn)過程中保持不變。

圖 1 PC 試件立面尺寸Fig.1 Facade size of the PC specimen

圖 2 PC 試件構(gòu)件截面配筋Fig.2 Section reinforcement of PC specimen members

圖 3 PC 試件構(gòu)件連接構(gòu)造Fig.3 Connection structure of PC specimen members

表 1 鋼筋實(shí)測(cè)力學(xué)性能Tab.1 Properties of reinforcing bars

表 2 混凝土實(shí)測(cè)力學(xué)性能Tab.2 Material properties of concrete

圖 4 加載裝置圖Fig. 4 Test setup

水平加載依據(jù)JGJ101-2015《建筑抗震試驗(yàn)方法規(guī)程》[12]中的相關(guān)規(guī)定，采用荷載?位移混合加載方法。試件屈服前采用荷載控制并分級(jí)加載，每級(jí)荷載循環(huán)1 次。屈服后采用位移控制加載，每級(jí)循環(huán)3 次。加載過程中，應(yīng)保持反復(fù)加載的連續(xù)性和均勻性，加載和卸載的速度要保持一致。一層作動(dòng)器荷載值始終為二層作動(dòng)器荷載值的1/2，直至試驗(yàn)框架模型出現(xiàn)較明顯的損傷破壞或承載力下降到峰值荷載的85%時(shí)中止試驗(yàn)，加載制度如圖5 所示。Fy為屈服荷載，Δy為屈服位移。

1.4 測(cè)量內(nèi)容

試驗(yàn)測(cè)量內(nèi)容包括：a. 豎向荷載；b. 水平荷載；c. 層間水平位移；d. 梁柱端鋼筋應(yīng)變；e. 節(jié)點(diǎn)核心區(qū)混凝土應(yīng)變；f. 梁端塑性區(qū)轉(zhuǎn)角。

試驗(yàn)數(shù)據(jù)統(tǒng)一由英國Mobrey35951B 數(shù)據(jù)采集儀采集處理。

圖 5 加載制度Fig. 5 Test loading program

2 試件的破壞過程

頂層水平力達(dá)到?50 kN 時(shí)，一層梁梁端首先出現(xiàn)豎向裂縫。頂層水平力達(dá)到±75 kN 時(shí)，二層梁端相繼出現(xiàn)豎向裂縫，一層中柱后澆連接段上部出現(xiàn)橫向細(xì)微裂縫。頂層水平力達(dá)到±90 kN時(shí)，一層柱后澆連接段上部相繼出現(xiàn)橫向裂縫，梁端裂縫進(jìn)一步發(fā)展。頂層水平力達(dá)到±105 kN時(shí)，一層梁端后澆段的結(jié)合面出現(xiàn)豎向細(xì)微裂縫，一層柱后澆段的結(jié)合面出現(xiàn)細(xì)微橫向裂縫。頂層水平力達(dá)到±150 kN 時(shí)，一層和二層節(jié)點(diǎn)核心區(qū)出現(xiàn)細(xì)微斜裂縫，梁端和柱端裂縫進(jìn)一步發(fā)展，后澆段結(jié)合面相繼出現(xiàn)裂縫但發(fā)展緩慢。頂層水平力達(dá)到190 kN 時(shí)，柱腳后澆段出現(xiàn)細(xì)微橫向裂縫，一層梁端鋼筋屈服，試件進(jìn)入屈服狀態(tài)，試件屈服后改用位移控制加載，按26 mm 位移量加載。頂部位移52 mm 時(shí)，梁端混凝土出現(xiàn)剝落現(xiàn)象，梁后澆段出現(xiàn)細(xì)微豎向裂縫，柱腳與基礎(chǔ)梁結(jié)合面翹起，翹起高度1～2 mm。頂部位移78 mm 時(shí)，梁端混凝土進(jìn)一步剝落，二層中柱柱頂出現(xiàn)混凝土剝落現(xiàn)象。頂部位移104 mm時(shí)，二層中柱柱頂混凝土剝落嚴(yán)重，柱端截面削弱較大，出于安全考慮結(jié)束試驗(yàn)，試驗(yàn)結(jié)束時(shí)一層柱腳未發(fā)生嚴(yán)重破壞。

PC 試件的塑性鉸首先出現(xiàn)在一層梁端，一層梁端都出現(xiàn)塑性鉸以后，二層梁端開始出現(xiàn)塑性鉸，一層梁端塑性鉸發(fā)展程度大于二層梁端塑性鉸，最后二層中柱柱頂出現(xiàn)塑性鉸，而柱腳未出現(xiàn)塑性鉸。試件整體破壞機(jī)制為混合破壞機(jī)制，實(shí)現(xiàn)了強(qiáng)柱弱梁的設(shè)計(jì)目標(biāo)。最后試件以二層中柱柱頂混凝土壓潰為標(biāo)志，柱頂混凝土壓潰時(shí)為小偏心受壓破壞，究其原因估計(jì)是因豎向荷載偏心并且PC 試件在養(yǎng)護(hù)期內(nèi)發(fā)生凍損影響了構(gòu)件的強(qiáng)度所致。試件破壞狀態(tài)如圖6 所示。

圖 6 PC 試件破壞形態(tài)Fig.6 Failure mode of the PC frame specimen

3 試驗(yàn)結(jié)果分析

3.1 滯回曲線

PC 試件水平荷載?頂點(diǎn)位移滯回曲線如圖7所示，由圖可見：

a. 試件加載初期，滯回環(huán)面積很小，荷載與位移基本呈線性關(guān)系，試件處于彈性狀態(tài)，隨著梁端開裂以后滯回環(huán)面積變大，滯回曲線開始向位移軸方向傾斜，并且出現(xiàn)殘余變形，試件進(jìn)入塑性狀態(tài)。

b. 試件進(jìn)入塑性狀態(tài)后滯回環(huán)面積繼續(xù)增大，滯回環(huán)出現(xiàn)明顯的捏縮現(xiàn)象，同一位移加載條件下3 個(gè)加載循環(huán)的峰值荷載逐漸降低，出現(xiàn)較為明顯的強(qiáng)度退化現(xiàn)象，且3 個(gè)循環(huán)的滯回環(huán)面積也逐漸縮小，說明試件加載過程中不斷累積損傷，造成耗能能力退化。

c. 在大變形階段，試件水平荷載的峰值荷載出現(xiàn)下降，但下降幅度不大，仍維持在較高水平，說明試件有較好的后期承載能力。

d. 試件的滯回曲線整體比較飽滿，表現(xiàn)出良好的耗能能力，說明試件設(shè)計(jì)比較合理。

3.2 骨架曲線和位移延性系數(shù)

PC 試件骨架曲線如圖8 所示。表3 列出了試件的各特征點(diǎn)和位移延性系數(shù)。位移延性系數(shù)μ?為極限位移與屈服位移的比值，是評(píng)價(jià)結(jié)構(gòu)抗震性能的重要指標(biāo)[8]，其計(jì)算式為

式中， ?u為極限位移。

圖 7 水平荷載?頂點(diǎn)位移滯回曲線Fig. 7 Hysteretic curve of horizontal load-top drift

圖 8 水平荷載?頂點(diǎn)位移骨架曲線Fig. 8 Skeleton curve of horizontal load-top drift

表 3 試件骨架曲線特征點(diǎn)Tab.3 Feature point on the skeleton curve of the specimen

以觀測(cè)到試件初始裂縫作為開裂狀態(tài)，以能量等值法確定屈服狀態(tài)，以骨架曲線荷載的最大值為峰值狀態(tài)，以試件最終破壞為極限狀態(tài)，據(jù)此確定開裂荷載Fcr、屈服荷載Fy、峰值荷載Fm、極限荷載Fu及相應(yīng)的位移。 ?m為 峰值位移， ?cr為開裂位移。由圖8 和表3 可見：

a. 試件在加載過程中經(jīng)歷了彈性、屈服和極限3 個(gè)階段，正向加載和反向加載骨架曲線基本一致。

b. 試件破壞時(shí)頂點(diǎn)的正負(fù)向極限位移角分別為1/34 和1/36，大于GB50011—2010《建筑抗震設(shè)計(jì)規(guī)范》[12]中罕遇地震作用下彈塑性層間位移角1/50 的限值，滿足“大震不倒”的位移要求，說明試件具有良好的抗倒塌能力。

c. 試件的正負(fù)兩個(gè)方向的位移延性系數(shù)分別為2.39 和2.47，表現(xiàn)出較好的位移延性，說明試件屈服后有較大的變形能力儲(chǔ)備。另外，由于中柱柱頂發(fā)生小偏心受壓破壞，基于安全考慮停止加載，使得PC 試件位移變形能力沒有得到充分發(fā)揮。

3.3 剛度退化

采用環(huán)線剛度來表征試件在循環(huán)加載過程中剛度退化的規(guī)律，環(huán)線剛度計(jì)算式為

式中：Ki為環(huán)線剛度；Fij,max，?ij分別為第i 級(jí)荷載下第j 次循環(huán)的最大荷載和對(duì)應(yīng)的位移。

試件的剛度退化曲線如圖9 所示。由圖9 可見：

a. 試件在低周反復(fù)加載過程中剛度退化明顯，試件屈服時(shí)的剛度約為開裂時(shí)剛度的45%，峰值時(shí)的剛度為開裂時(shí)剛度的21%，表明試件的剛度退化主要集中在試件開裂到試件屈服前后。

圖 9 剛度退化曲線Fig. 9 Specimen stiffness degradation curve

b. 試件屈服后剛度退化變緩是因?yàn)樵嚰牧芽p主要是在試件屈服前產(chǎn)生，試件屈服后產(chǎn)生新的裂縫數(shù)量變少。

3.4 耗能能力

耗能能力是反映結(jié)構(gòu)抗震性能的重要指標(biāo)，結(jié)構(gòu)的耗能能力大小可用荷載?位移滯回環(huán)所包圍的面積來衡量。PC 試件耗能值為W，具體數(shù)值如表4 所示。

表 4 PC 試件耗能值Tab.4 Energy consumption value of the PC specimen

試件還可以采用等效粘滯阻尼系數(shù)ξe評(píng)價(jià)結(jié)構(gòu)的耗能能力[13]，其計(jì)算簡圖如圖10 所示。

圖 10 等效粘滯阻尼系數(shù)計(jì)算Fig.10 Equivalent viscous damping coefficient calculation

等效粘滯阻尼系數(shù)ξe表達(dá)式為

式中，S 表示面積。

試件的等效粘滯阻尼系數(shù)如圖11 所示。

圖 11 等效粘滯阻尼系數(shù)曲線Fig.11 Equivalent viscous damping coefficient curve

由圖10～11 和表3 可知：

a. 隨著位移的增加，試件的耗能能力不斷提高。

b. 隨著逐級(jí)加載，等效粘滯阻尼系數(shù)ξe呈現(xiàn)出先減小后逐漸增大的趨勢(shì)，這是因?yàn)樵嚰_裂后承載力增長較快，但此階段試件并未屈服，變形不大，滯回環(huán)較窄造成ξe減小，試件屈服后ξe不斷增加。

c. 試件的等效粘滯阻尼系數(shù)ξe在0.05～0.16之間，說明試件有較好的耗能能力。

4 結(jié) 論

a. 試件在梁端先發(fā)生破壞，形成塑性鉸。最終破壞為混合破壞機(jī)制，試件破壞時(shí)柱腳未出現(xiàn)塑性鉸，試件節(jié)點(diǎn)核心區(qū)僅有少量細(xì)微裂縫，實(shí)現(xiàn)了“強(qiáng)柱弱梁，強(qiáng)節(jié)點(diǎn)弱構(gòu)件”的設(shè)計(jì)目標(biāo)。

b. 試件正負(fù)向位移延性系數(shù)分別為2.39 和2.47，試件具有較好的位移延性和整體變形能力。頂點(diǎn)正負(fù)向極限位移角分別為1/34 和1/36，大于抗震規(guī)范中罕遇地震作用下位移角限值，滿足大震不倒的設(shè)計(jì)要求。

c. 裝配式框架隨著混凝土的開裂和損傷的累積，剛度不斷減小，但未見顯著的剛度突變，后澆結(jié)合段僅有少量細(xì)微裂縫，未出現(xiàn)明顯的剝離現(xiàn)象，試件具有良好的整體性。

d. 試件滯回環(huán)飽滿，極限階段未見承載力有大幅度下降，試件具有良好的承載能力和耗能能力。

e. 采用“節(jié)點(diǎn)預(yù)制，梁柱預(yù)制，構(gòu)件后澆UHPC 連接”的裝配式混凝土框架能夠滿足在地震區(qū)域的工程應(yīng)用要求。