高强底筋锚入式预制装配混凝土框架梁柱节点抗震试验研究

杨 辉 郭正兴 尹 航 管东芝 杨 森

(东南大学土木工程学院, 南京 210096)

预制装配式混凝土框架结构具有构件制造质量好、施工速度高效，以及节省现场模板和劳动力的优势，在各类建筑中应用广泛[1-3].目前，在预制装配式框架结构体系中，因其设计方法和构造规则与整体现浇结构相似，等同现浇结构体系得到了大量的研究和应用.预制结构的关键在于节点处预制构件之间的连接，在等同现浇结构体系中，梁柱节点预制构件之间的结构连续性通常使用现浇混凝土和预制构件纵向钢筋的特殊构造来实现.其中一种传统的等同现浇框架结构体系在许多国家地区如美国、新西兰、日本、中国等得到了普遍应用，即梁柱节点采用预制梁底筋深入节点核心区弯钩锚固的方式[4].然而，这种方法会导致节点核心区的拥塞，特别是对于双向框架问题更加突出.因此，柱尺寸需要相当大，以适应所需的底筋锚固长度要求，并减少由弯钩钢筋引起的拥堵.国内外学者对此提出了多种改进构造方式：改进锚固筋的构造，如减少数量并加大底筋直径或附加端部锚固板等[5-9]；通过穿过节点核心区的附加钢筋与预制梁底筋进行搭接[10]；前2种方法相结合[11-13].

本文提出了一种以小直径HTRB630级高强高延性钢筋作为预制梁底筋的预制装配式混凝土框架梁柱节点.小直径高强钢筋所需的锚固长度较短，并可以在有限的空间内自由弯曲，从而解决了这一问题.HTRB630级钢筋是我国最新研制的一种新型低合金高强高延性带肋钢筋.其外形和拉伸应力-应变特性与普通热轧低合金钢钢筋十分相似，最大力伸长率和断裂伸长率分别高达12.5%和22%，满足我国规范规定的抗震钢筋最大力伸长率9%的使用要求.因此，新型节点的抗震性能是可以预期的.目前，对现浇结构采用600MPa级钢筋进行了一定的相关试验研究[14-20]，但对于装配式混凝土结构采用600MPa以上钢筋的研究还未见.因此，本文对十字形梁柱节点进行试验研究，以验证所提出的新型节点构造形式，同时对可能影响节点性能的其他相关构造细节如叠合梁顶缘纵向钢筋的类型、键槽内是否增设附加小箍筋、键槽内壁的粗糙方式及预制柱的类型进行了探讨.

1 新型节点构造

高强底筋锚入式预制装配式混凝土框架节点包括预制柱、预制梁和整体后浇混凝土(见图1).预制柱高度受起吊、运输载重能力和交通规则等的限制，可采用单层或多层高的预制柱.预制柱之间在柱脚处通过灌浆套筒连接在一起.为了加快施工进度，通常尽可能采用多层预制柱方式，节点连接区留有开口段，以便在安装过程中放置预制梁，其纵向钢筋则通长连续布置.现场安装时，预制梁端伸入节点核心区10mm，坐落于预制柱保护层上.预制梁端预留U形键槽，顶面和键槽内壁进行粗糙处理，以保证预制构件和后浇混凝土之间的整体性.考虑键槽内高强钢筋侧向弯曲需求、小型封闭箍筋绑扎施工方便、混凝土浇筑质量要求，键槽的长度600mm，键槽厚度50mm.预制梁下部纵向钢筋采用12, 14或16mm小直径HTRB630高强钢筋，从梁端键槽内伸出，向上弯起形成90°弯钩，锚固于节点核心区内.预制梁顶叠合现浇层的纵向钢筋贯通节点区柱段连续布置.为了进一步提高该连接的抗震性能，可在梁端键槽内部增设环绕高强主筋的小直径矩形封闭箍筋.

(a) 新型节点三维示意图

(b) 节点区构造图

新型节点按照强柱弱梁原则进行设计，梁、柱和节点区箍筋按现浇构件要求配置.为了方便钢筋施工，梁键槽处箍筋采用135°开口箍，其他部位采用矩形封闭箍筋.预制梁底部高强纵筋采用传统方法进行配筋计算，根据需要布置1层或2层.热处理高强钢筋外形同普通热轧带肋钢筋，根据《热处理带肋高强钢筋混凝土结构技术规程》(DGJ32/TJ 202—2016)[21]和《混凝土结构设计规范》(GB 50010—2015)[22]，其锚固长度计算公式也相同.新型节点的施工流程为：① 安装预制柱；② 安装预制梁；③ 绑扎叠合梁顶纵筋、键槽区开口箍筋和键槽内小直径箍筋；④ 整体浇筑节点核心区、键槽内和叠合层混凝土.

2 试验研究

2.1 试件设计

本次试验设计了5个足尺框架梁柱中节点试件，进行低周反复荷载试验，包括1个现浇试件CP和4个预制试件SP-1, SP-2, SP-3和SP-4，如表1和图2所示.试验参数包括叠合梁顶缘纵向钢筋的类型、键槽内是否增设附加小箍筋、键槽内壁的粗糙方式及预制柱的类型.

表1 试件配筋及试验参数

(a) 试件CP

(b) 试件SP-1

(c) 试件SP-2

(a) 泡泡膜实物

混凝土设计强度等级为C40，预制和现浇部分混凝土实测立方体抗压强度fcu分别为41.2 MPa和39.2 MPa.普通钢筋等级为HRB400，高强钢筋等级为HTRB630，材料特性实测值如表2所示.

表2 材料特性实测值

2.2 加载设备和制度

本次试验在东南大学九龙湖校区土木交通结构试验室完成，加载装置如图4所示.试件轴向压力为2 880 kN(0.2fcuA)，其中A为柱子毛截面面积，通过柱顶部四台穿心式千斤顶张拉预应力钢绞线同步分三级缓慢加载.水平加载设备为150 t液压伺服控制系统(MTS)，采用位移控制的加载制度.预加载位移为3, 4, 5 mm；正式加载分11级，位移角分别为0.20%, 0.25%, 0.35%, 0.50%, 0.75%, 1.00%, 1.50%, 2.00%, 2.75%, 3.50%, 4.25%，每级循环3次，共33个循环.层间位移角为柱顶水平加载点横向位移与加载点到柱底座转动铰销轴竖向距离的比值.当施加的水平荷载降低到最大荷载的85%以下时，则认为试件发生破坏.

图4 试验加载装置(单位：mm)

3 试验结果

3.1 破坏模式

5个试件均在位移角3.5%时发生梁端弯曲破坏，节点核心区和柱基本无裂缝产生，图5为各试件最终破坏形态.现浇试件CP破坏发生在梁端塑性铰区，在梁端15 cm处形成竖向主裂缝，下部混凝土压碎，钢筋受压弯曲，上缘混凝土轻度破损.预制试件SP-1, SP-2, SP-3和SP-4的非弹性变形和损伤主要集中在梁柱结合面处，梁端上部混凝土压碎严重，下部混凝土破坏区域则较小，高强小直径钢筋明显压曲.此外，由于梁柱节点区混凝土浇筑质量不好，试件SP-4叠合梁顶纵向钢筋在梁柱节点内发生了滑移；在位移角1.5%试件屈服时，梁顶现浇层与柱的界面处开始形成竖向主裂缝，向下扩展并反复开合.

(a) 试件C0P

(c) 试件SP-2

(e) 试件SP-4

试验后，凿除预制试件键槽壁，来观察内部破坏混凝土情况.典型照片如图6所示，外露混凝土界面齐整，压碎和开裂趋势与外表面相似，但更为严重.这说明键槽与内部混凝土之间发生了黏结失效和相对滑移，梁的塑性铰在键槽内部延伸了一定距离.试件SP-4采用泡泡膜技术对键槽内壁界面进行粗糙处理，其外表面的裂缝分布与其他预制试件基本相似，而内部混凝土开裂和破损最轻.这说明该表面成型工艺能保证结构的完整性，界面传力性能优于传统凿毛处理方式.

(a) 试件SP-1

3.2 滞回曲线

5个试件的荷载-位移滞回曲线如图7所示，试件CP, SP-1, SP-2和SP-3的滞回曲线基本相同，试件SP-3滞回环相对稍瘦.在加载初期，梁上裂缝较少，滞回环接近于直线.随着加载增大到位移角1.0%，滞回环面积变大，渐渐出现梭形滞回环.加载位移角1.5%时，滞回曲线出现明显的屈服平台，试件已经进入屈服状态，曲线开始出现少许捏缩现象，呈现出弓形滞回环.加载位移角2.75%时，曲线捏缩加剧，滞回曲线开始向反S形发展.加载位移角3.50%时，呈现出明显的反S形.试件SP-4在加载至位移角1.5%时梁顶部纵筋发生滑移，从而造成其滞回曲线从此时捏缩现象就比较严重，呈现出明显的反S形.在最终加载位移角3.50%时，试件CP,SP-1,SP-2循环加载了2次，试件SP-3, SP-4循环加载了3次，荷载出现明显的下降，试件破坏.

(a) 试件CP

(d) 试件SP-3

3.3 承载力

连接各次循环加载峰值点的曲线称为骨架曲线，5个试件的荷载-位移骨架曲线如图7(f)所示，预制试件曲线与现浇试件相似，均有明显的屈服台阶.采用等能量法确定试件屈服荷载，如图8所示，由骨架曲线最高点C引直线CE，由O点引斜线与骨架曲线交于B点，与直线CE交于D点，使OAB与BCD所围面积相等，由点D引垂线交于骨架曲线，交点Y对应荷载和位移即为屈服荷载Py和屈服位移Δy.峰值荷载Pmax取骨架曲线上的荷载最大值，骨架曲线上出现最大荷载后，变形增加而荷载降至最大荷载的85%时，对应的变形为极限位移Δu.

图8 等效能量原则

将5个试件的荷载特征值汇总于表3，可看出现浇试件CP的屈服荷载和峰值荷载均大于预制构件，预制试件SP-1, SP-2, SP-3和SP-4的正反方向峰值荷载平均值比现浇试件CP分别低13.5%，9.0%，17.0%和16.0%.预制梁键槽处柱子保护层混凝土在构件屈服时剥落，键槽与后浇混凝土发生黏结失效并没有完全共同工作，这两方面直接引起负弯矩作用下截面有效高度的降低.此外，受压钢筋会产生不同程度的压曲，而小直径高强钢筋因应力和长细比相对较大，压曲更加严重.试件发生梁端破坏，其整体承载力与梁端破坏截面的承载力直接相关，可见在梁端截面受弯承载力计算时，不考虑受压区键槽和受压小直径高强钢筋的有利作用更为合理.同时建议进一步减小梁端箍筋的间距，增加对键槽区混凝土和小直径高强纵筋的约束.

表3 构件承载力

试件SP-2的峰值荷载和屈服荷载均大于其他预制构件，这是由于试件SP-2的预制梁键槽内部附加小箍筋的约束作用，混凝土的极限压应变有所提高，此外还限制了受压区小直径高强钢筋的屈曲，从而提高了试件的承载力，与试件SP-1相比提高了约5%.试件SP-3的承载能力最低，其上下缘均采用小直径高强钢筋，钢筋压曲导致的承载能力降低幅度最大，与试件SP-1相比降低了约5%.试件SP-4的正反两个方向的屈服荷载和峰值荷载差异较大，平均值接近试件SP-1，负向的荷载值达到甚至大于试件SP-1；而上文也发现键槽内壁的黏结性能得到了提高，说明如果在不发生钢筋滑移的情况下，试件SP-4的承载能力将不弱于预制试件SP-1.预制试件的强屈比和现浇试件基本相同，强屈比系数均接近于1.1，具有较好的安全储备.

3.4 延性

延性是指结构、构件或构件的某个截面从屈服开始到达最大承载能力或达到以后而承载力没有显著下降期间的变形能力.本文中的延性系数为极限位移Δu与屈服位移Δy的比值，本次试验中构件的延性系数如表4所示.现浇构件和预制构件位移延性系数基本相当，均接近于3，说明新节点具有与现浇构件相当的延性性能.试件SP-2的延性略大于其他试件，表明键槽内小箍筋增加了混凝土的约束，对提高试件延性有一定的作用，提高幅度约5%.

表4 构件位移延性系数

3.5 耗能能力

构件通过良好的耗能能力吸收地震输入的能量，减轻整体结构的地震反应和构件损伤.滞回曲线中一次循环所包围的面积代表试件一次加载循环内的滞回耗能大小，将单次耗能累加，得到累加耗能，试件单周耗能和累积耗能曲线如图9和图10所示.等效黏滞阻尼比ζeq为结构在一个滞回循环内耗散的能量与等效线性系统的应变能之比再除以常数2π，其值越大说明耗能能力也越好，等效黏滞阻尼比如图11所示.

图9 单周滞回耗能图

图10 累积耗能图

图11 等效黏滞阻尼比

各试件的单周耗能曲线和累计耗能曲线形状和趋势大致相同.构件前期试件耗能较小，屈服后均大幅增加.现浇试件CP耗能大于预制试件，预制试件SP-1，SP-2，SP-3和SP-4累计耗能比现浇试件CP分别低16%，10%，21%和33%.预制试件SP-1和SP-2耗能曲线较为接近，因试件SP-2键槽内附加小箍筋，在破坏阶段耗能有所增大，单周耗能可达现浇试件CP水平.试件SP-3梁上部纵筋也采用了高强钢筋，钢筋面积减小，加之钢筋压曲加剧，耗能比试件SP-1进一步降低约5%.试件SP-4在试验过程中纵钢筋有滑移现象，耗能最差.

5个试件的阻尼比曲线趋势相似，在荷载步21(位移角1%)以前，阻尼比均在5%左右.在荷载步22(位移角1.5%)，构件发生屈服，阻尼比突然增大到12.5%.随着加载位移增大，每级荷载对应循环的阻尼比逐步增大，在荷载步28时(位移角2.75%)达到最大，在随后的加载循环(位移角3.5%)中则有所降低.试件屈服后，与单周耗能的曲线类似，现浇试件CP阻尼比最大，预制试件由大到小顺序为SP-2，SP-1，SP-3，SP-4.试件SP-2和SP-1曲线基本重合，除在最终加载位移循环时，试件SP-2阻尼比与现浇试件相同.

4 结论

1) 新型节点破坏形式为梁端弯曲破坏，破坏区域集中在节点梁柱结合面处，键槽内部混凝土破坏更为严重，梁的塑性铰在键槽内延伸了一定距离，满足“强柱弱梁”的抗震设计要求.新型节点的强度和耗能能力略低，延性系数不弱于现浇试件，总体性能可与现浇试件基本相当，能应用于抗震地区.

2) 新型节点(试件SP-1和SP-2)的承载力和耗能能力比现浇试件低约10%～15%，因此梁端抗弯承载力计算时不考虑受压区键槽和小直径高强钢筋的有利影响更加合理；同时建议进一步减小梁端箍筋的间距，增加对键槽区混凝土和小直径高强纵筋的约束，可进一步提升总体抗震性能.

3) 与新型节点基准试件SP-1相比，预制梁键槽内下部设置附加小箍筋可提高各项抗震指标，提高幅度5%左右，因此为方便施工，在上一条改进措施下，也可去除该构造；预制梁上缘同时采用高强纵筋，强度、耗能能力降低5%左右；叠合梁上缘纵向连续钢筋发生滑移，耗能能力大幅降低.

4) 预制试件键槽内壁均发生了一定程度的黏结失效和相对滑移，降低了结构整体性，采用“泡泡膜”试件表面成型工艺，可以保证梁柱节点试件连接的整体性，结合面传力性能良好，优于传统凿毛处理方式.

5) 键槽内壁的黏结失效和梁顶钢筋的滑移可引起试件强度和耗能能力的降低.现场施工应严格控制预制梁键槽内壁粗糙处理工艺和节点区混凝土浇筑质量，避免施工缺陷造成节点抗震性能降低.