T形柱邊框架節(jié)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(yè)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(xiàn)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(jié)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(jié)點。在水平地震作用下，框架結構破壞取決于節(jié)點設計，而節(jié)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(jié)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(fā)現(xiàn)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(xiàn)推動了裝配式結構的發(fā)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(jié)點抗震性能進行試驗研究，結果表現(xiàn)出承載力及變形能力等同現(xiàn)澆節(jié)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(jié)點連接為研究對象，對柱筋套筒灌漿連接布置進行優(yōu)化，在滿足承載能力設計要求前提下減少套筒的使用，實現(xiàn)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(jié)點進行足尺試件抗震試驗，通過試驗手段得到節(jié)點在水平地震作用下抗震性能，為推廣設計提供依據?；谠囼灲⒂邢拊治瞿Ｐ?，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(jié)點、弱構件設計原則，按照《混凝土結構設計規(guī)范》(GB 50010—2010)二級抗震框架及《混凝土異形柱結構技術規(guī)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(jié)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(jié)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?？v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(jié)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(jié)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(qū)域支設木模板，澆筑C35混凝土后進行養(yǎng)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(wěn)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(guī)范》(GB 50010—2010)與實測材料指標計算得到相對界限受壓區(qū)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(huán)為1周期，中軸左側以Py分5級進行雙循環(huán)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(jié)點根部約150 mm處，梁固端頂面及正面首先出現(xiàn)裂縫，寬度約為0.07 mm，認為是節(jié)點開裂荷載Pck[圖5(a)]；加載至0.6Py，梁固端受拉區(qū)增加兩三條裂縫，最寬達到0.1 mm；繼續(xù)加載至0.8Py，預制梁固端后澆截面處出現(xiàn)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(xù)增大，裂縫緩慢發(fā)展，梁固端受拉區(qū)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(xiàn)數條裂縫，原裂縫延伸擴展，梁固端背面下方節(jié)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(xiàn)少許新裂縫，裂縫延伸、變寬，梁固端背面下方節(jié)點根部貫通裂縫寬度達到3 mm，梁固端出現(xiàn)數條貫通裂縫，原有裂縫附近出現(xiàn)少許新裂縫。加載至3.5Δy，原裂縫繼續(xù)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(xù)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(xiàn)為梁端受彎破壞，預制柱及節(jié)點核心區(qū)未發(fā)生明顯破壞，梁縱筋錨固可靠沒有出現(xiàn)黏結破壞現(xiàn)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(huán)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(tài)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(xiàn)混凝土損傷后剛度退化及反向荷載作用下剛度恢復等現(xiàn)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(huán)加載2次，塑性階段循環(huán)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(xiàn)嚴重，梁根部截面受拉損傷最早出現(xiàn)，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(jié)點腹板出現(xiàn)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(xiàn)混凝土壓潰剝離現(xiàn)象，都表現(xiàn)為梁端受彎破壞，實現(xiàn)了“強節(jié)點”“強柱弱梁”的設計。

圖9 破壞形態(tài)Fig.9 Destruction form

從圖10(a)可以看出，模擬值和試驗值滯回環(huán)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(fā)展。因節(jié)點側縱向受拉鋼筋周邊混凝土未發(fā)生明顯破壞，節(jié)點梁筋鋼板錨固充分發(fā)揮了“強錨固”作用，滯回環(huán)沒有“Z”形捏縮程度大，滯回環(huán)面積較為飽滿，表現(xiàn)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(fā)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(jié)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(jié)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(fā)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(jié)點按照《混凝土異形柱結構技術規(guī)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(fā)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(huán)加載耗能(滯回環(huán)面積)、各級第1循環(huán)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(jié)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(jié)點核心受壓區(qū)域擴大，nt=0.25時節(jié)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(xiàn)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(xiàn)為梁端混凝土壓碎發(fā)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(jié)點未先發(fā)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(jié)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(jié)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(fā)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(jié)點未出現(xiàn)明顯裂縫，優(yōu)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(jié)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(fā)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(xiàn)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(jié)點延性明顯減弱，但預制柱及節(jié)點損傷并不嚴重。抗震設計中軸壓比nd應滿足規(guī)范要求且宜小于0.6，軸壓比較大時，節(jié)點水平箍筋應加密，提高對混凝土約束性，提高節(jié)點承載能力。