預制預應力混凝土拼裝框架梁柱節點抗震性能研究

雷遠德，鄧 烜，郁銀泉

（中國建筑標準設計研究院有限公司，北京 100048）

引言

隨著我國城市化的不斷發展，預制混凝土結構由于其在制造、施工和環境保護等方面的優勢在國內進行了廣泛的推廣和應用。預制混凝土結構中的構件連接是整體結構的薄弱環節，也是結構體系有效實現抗震承載能力的關鍵。在預制混凝土結構體系中引入預應力技術可以有效改善節點的受力性能，控制節點的損傷破壞，提高節點的自復位能力。20世紀90年代美日聯合的PRESS研究計劃，提出了一種在在節點中添加普通鋼筋的預制預應力混凝土拼裝框架結構體系，并將其作為一種特殊的抗震結構體系形成美國混凝土結構協會標準ACI（T1.2-03）［1-3］，形成了一些具有代表性的工程應用。日本在此基礎上發展的“壓著工法”，在大跨結構以及住宅建筑中進行了廣泛應用［4-5］。我國自21世紀初以來開展了大量的預制預應力混凝土抗震性能研究，研究內容包括結構體系［6-8］、節點性能［9-12］等，研究結果表明預制預應力混凝土拼裝框架結構體系具有優良的抗震能力和較好的震后自復位特性。

預制預應力混凝土結構體系節點的連接方式對節點的抗震性能及施工安裝質量起到重要的影響。PRESSS體系［2］提出的典型梁柱連接節點［16］，在預制梁中間設置無粘結預應力鋼絞線對梁柱進行拉結，梁上下側設置耗能鋼筋來提高節點的耗能能力，彌補預制結構體系耗能不足的問題，但該節點的普通鋼筋需要穿過預制柱并與疊合梁進行連接，對施工工藝及構件加工精度提出了更高的要求。潘鵬等［11］提出的PPEFF體系在預制疊合梁中下部設置局部無粘結預應力筋，上部疊合區設置耗能鋼筋和抗剪鋼筋，對施工工藝及質量都具有較高的要求。

本文提出一種新型預應力拼裝梁柱節點［13］，通過設置暗牛腿增強節點的抗剪能力，在預制梁截面通過分布布置的預應力筋進行節點拼裝，實現了結構體系的全干式連接，大大提高了施工質量和效率。通過采用一組節點試驗和數值分析的手段，研究了預應力拼裝梁柱中節點和邊節點在低周往復荷載作用下的力學特征，并與現澆梁柱節點進行抗震性能對比。

1 結構體系及節點構造

本文研究一種采用全干式連接的預制預應力結構體系，具體構造見圖1。梁柱中均采用無粘結預應力鋼筋（鋼絞線）進行連接，基礎及地梁現澆，保證結構體系具有很好的變形變形能力和自復位能力，通過與消能減震裝置的組合應用保證結構體系具有很好的耗能能力。該結構體系能夠實現變形和抗側能力的關鍵構造在于節點，本文將對其中梁柱節點進行抗震性能研究。

圖1 預制預應力拼裝框架結構體系Fig.1 Precast prestressed concrete frame system

梁柱節點的典型構造見圖2。鋼筋連接器實現上下柱預應力鋼筋的連接，通過預應力鋼絞線實現梁柱節點的拼接。預制混凝土梁采用的是疊合梁構造，與疊合樓板現澆成整體，保證水平構件的整體性。密封套箍保證節點灌漿料不流入預應力筋孔道，實現無粘結效應。梁柱節點在側向變形時，混凝土的開裂集中于后澆灌漿料的連接處，避免預制構件的開裂，由于預應力的存在，在結構復位之后節點開口自動閉合，減小結構的損傷。

圖2 梁柱節點構造Fig.2 The construction of beam-column joints

本文研究的預制預應力拼裝框架節點的一個重要特征為在預制柱一側設置暗牛腿。由于本文研究的結構體系采用的是全預應力干式連接，設置暗牛腿構造能夠有效提高節點的抗剪能力，防止在極端情況下預應力損失導致的結構豎向承載能力失效；同時通過對預應力鋼筋的多孔道分別設置甚至分段設置能夠有效提高預應力體系的冗余度。牛腿構造可作為預制疊合梁板的施工支撐，輔助預制梁就位、減少現場的模板和支撐工程，提高施工效率。

2 試驗設計

2.1 試件設計及制作

根據實際預應力拼裝框架結構中梁柱節點的形式，設計了預制預應力拼裝梁柱中節點（以下簡稱“預制中節點”）和預制預應力拼裝梁柱邊節點（以下簡稱“預制邊節點”）兩組試件，并于和現澆梁柱中節點（以下簡稱現澆中節點）進行對比。具體試件尺寸及配筋見圖3-5。試件采用1：2縮尺，梁柱長度均取至構件長度的中點，為非底層柱的反彎點位置。預制邊節點的截面尺寸及配筋構造與預制中節點相同。

圖3 預制中節點尺寸與配筋圖Fig.3 The size and reinforcement drawing of precast interior joint

對于預制中節點和邊節點，其預制梁和預制柱構件分別單獨制作，而現澆梁柱節點則整體澆筑，澆筑方案為水平澆筑。拼裝節點處采用C60灌縫料進行灌縫處理，然后通過7S15.2 mm無粘結預應力鋼絞線進行預制梁柱節點的拼裝，每根鋼絞線張拉控制應力為0.4σpt（k750 MPa）。

圖4 預制邊節點構件尺寸及配筋示意圖Fig.4 The size and reinforcement drawing of precast exterior joint

圖5 現澆中節點尺寸及配筋示意圖Fig.5 The size and reinforcement drawing of cast-in-place interior joint

2.2 試驗方案

試驗采用梁端加載方案，試驗加載裝置如圖6所示。在柱頂通過千斤頂施加預加軸力，在柱子端部兩側設置鋼筋來模擬反彎點處的鉸接設置，在梁端通過千斤頂實現梁端加載，梁端兩側采用反向等位移控制擬靜力加載。

圖6 試驗加載裝置Fig.6 Test setup

試驗開始前對柱頂施加恒定的軸壓比為0.2（810 kN）。梁端每5 mm為一級進行循環加載，每級循環加載3圈，加載制度見圖7。

圖7 試驗加載制度Fig.7 Test loading protocol

3 試驗現象

3.1 預制中節點

當左右梁端的反向加載位移幅值為5 mm時，構件并未出現明顯破壞現象；當位移加載到7 mm時，梁柱連接處梁與砂漿的結合面開始出現裂縫，而預制梁構件基本完好。當位移向下加載到20 mm時，柱牛腿開始出現斜裂縫。當位移加載到30 mm時，牛腿處的斜裂縫幾乎貫穿整個牛腿，且牛腿保護層有小塊脫落現象，且位于牛腿上方的梁端也開始出現橫向裂縫。當位移向下加載到35 mm時，牛腿的保護層有明顯脫落，當位移向上加載到35 mm時，梁端的保護層由于轉角太大而出現破碎和脫落，而預制梁構件其他部位基本保持完好。預制中節點的最終破壞形態如圖8所示。

圖8 預制中節點破壞現象Fig.8 The failure of the precast interior joint

3.2 預制邊節點

當加載位移為5 mm時，構件并未出現明顯破壞現象；當加載位移幅值增加至10 mm時，梁柱連接處梁與砂漿的結合面開始出現裂縫。隨著加載位移幅值的增加，梁與砂漿結合面開裂明顯，但牛腿基本完好。當位移向下加載到20 mm時，牛腿開始產生斜裂縫，梁構件基本保持完好。當位移向下加載到25 mm時，牛腿的側面可以看到20 cm長的斜裂縫。當位移加載到30 mm時，牛腿的保護層開始脫落，而預制梁構件只有梁端有少許保護層壓碎，破壞現象見圖9。

圖9 預制邊節點破壞現象Fig.9 Failure of the precast exterior joint

3.3 現澆中節點

試驗加載初期，加載位移幅值為5 mm時，梁柱交界面即產生輕微裂縫。當位移加載到10 mm時，梁柱結合面完全裂開，但梁的側面并沒有裂縫產生。隨加載位移幅值的增加，梁柱交界面的裂縫寬度逐漸增大，而梁身基本沒有出現裂縫。破壞現象見圖10。

圖10 現澆中節點破壞現象Fig.10 Failure of the cast-in-place interior joint

4 試驗結果分析

4.1 梁端力-位移滯回曲線

試件的梁端力-位移關系曲線見圖11。可以看出：預制中節點和邊節點梁端加載位移幅值小于5 mm時，滯回曲線基本呈現線性變化，滯回曲線未表現出明顯的耗能能力；隨加載位移幅值的增加，滯回曲線的面積逐漸增大，梁柱節點的耗能能力也因構件的破壞而逐漸提高。由于中節點較邊節點具有更長的預應力筋，在相同的加載位移下，邊節點具有更高的承載能力；達到最大承載力之后，中節點承載力的下降速度要大于邊節點。

圖11 節點梁端力-位移滯回曲線Fig.11 Force-displacement hysteretic curves of the beam end of the joints

現澆中節點在梁端位移2～3 mm時，便達到了最大承載力，整體滯回曲線較為飽滿，表現出了較好的滯回耗能能力和延性，位移達到35 mm時，沒有出現顯著的承載力下降。

4.2 骨架曲線

節點梁端力-位移骨架曲線見圖12。預制中節點和預制邊節點的初始剛度基本相同，但由于中節點存在兩個受彎截面，節點承載力峰值較邊節點要低，且節點承載力衰減速度較快。預制節點呈現出明顯的彈性節點變形特征，整體延性較差，且超過峰值點之后節點呈現明顯的承載力下降趨勢。

圖12 節點梁端力-位移骨架曲線Fig.12 Force-displacement skeleton curves of the beam end

現澆中節點在較小的變形位移下就達到峰值承載力，節點呈現了明顯的延性變形特征。

4.3 等效阻尼系數

統計和對比各試件在各位移加載幅值下的首圈的單圈耗能，并將各節點單圈耗能歸一化處理。采用等效阻尼系數是衡量試件耗能能力的無量綱參數，與試件剛度和耗能有關，由式（1）計算。式中：Sloop為試件的單圈耗能；SΔ+和SΔ-分別由原點到正反向加載的最大荷載點的連線與位移坐標軸組成的直角三角形面積。

等效阻尼系數統計結果見圖13。預制中節點等效阻尼系數隨著位移先減小后增大，5 mm為0.030，在15 mm時最小為0.023，在40 mm時最大為0.065；預制邊節點的規律和預制中節點相同，5 mm為0.059，在15 mm時最小為0.042，在40 mm時最大為0.061；現澆中節點的等效阻尼系數比預制節點要大得多，且隨著位移增大先增大后減小，5 mm為0.222，在15 mm時最大為0.287，在40 mm時最小為0.151。可見預制預應力節點在不同位移情況下節點的耗能水平基本保持平穩，偏于安全地，在進行結構整體計算時預制節點的等效阻尼系數可以取最小值0.02。

圖13 節點等效阻尼系數對比Fig.13 Comparison of the equivalent damping coefficient

5 數值分析和等效計算模型

5.1 數值分析模型

采用大型通用有限元軟件ABAQUS對試件進行數值模擬。其中：混凝土采用損傷塑性模型，通過拉和壓損傷因子模擬試件滯回過程中的剛度退化現象。C50混凝土的本構選用《混凝土結構設計規范》（GB50010-2010）中的關系曲線，膨脹角取38°，粘結參數取0.001。鋼筋采用理想彈塑性模型，彈性模量200 GPa，屈服強度400 MPa。預應力筋采用線彈性模型，彈性模量195 GPa。預制梁柱節點接縫處砂漿采用線彈性材料，彈性模量取3.6 GPa。梁、柱、砂漿墊板和預應力筋采用實體單元（C3D8R）模擬，普通鋼筋采用兩節點桁架單元（T3D2），埋入混凝土；預應力筋與孔道設置面面接觸，以模擬預應力筋與孔道壁的相互作用，采用降溫法模擬預應力筋的預加作用力。預制梁與砂漿接觸面的法向為硬接觸，切向采用摩擦系數為0.1的罰函數。

5.2 簡化計算模型

預制預應力梁柱節點在結構變形過程中自復位性性能表現顯著，節點的損傷和耗能性能都表現較弱。預制預應力節點在變形過程中的彎矩和轉角關系可采用圖14所示的四折線彈性本構模型進行等效近似計算：（1）節點開裂前轉角為0；（2）節點由開裂彎矩增加至極限彎矩之間，彎矩-轉角呈直線關系；（3）到達極限彎矩之后，彎矩下降為0.2倍極限彎矩值，并形成塑性鉸。開裂彎矩Mcr和極限彎矩Mu計算見式（2）和式（3），極限轉角計算見式（4）。

圖14 預應力拼裝梁柱節點簡化計算模型骨架曲線Fig.14 Skeleton curve of simplified calculation model of prestressed assembled beam-column joint

式中：Pe為梁截面的有效預加力；W為梁截面抗彎截面系數；Ac為梁的截面面積；fc為混凝土軸心抗壓強度標準值；b為梁截面的寬度；h0為梁截面的有效高度；σ'po為混凝土受壓區法向應力為零時的預應力筋的應力；f'p為混凝土受壓區預應力筋應力；A'p為受壓區預應力筋面積；x為混凝土受壓區高度；ΔL為預應力筋伸長量；L為預應力筋初始長度；E為預應力筋彈性模量；fp為受拉區預應力筋拉應力。

5.3 分析結果

預制預應力拼裝梁柱中節點和邊節點破壞時的等效塑性應變發展情況見圖15。可以看出：預制中節點和邊節點的破壞主要集中在柱牛腿處，有限元模型破壞破壞模式及損傷發展過程與試驗基本一致。

圖15 有限元模型混凝土等效損傷云圖Fig.15 Cloud image of equivalent damage of concrete in finite element model

節點預應力筋應力變化見圖16。梁頂預應力筋在整個加載過程中應力變化較小，在加載峰值位置處預應力提升，在零位處應力水平有一定提升，最終應力在800 MPa左右。梁底預應力筋的應力水平隨著牛腿處的破壞而逐漸損失；在加載位移峰值小于20 mm的循環中，預應力筋在零位移處的應力水平基本保持不變；當加載位移峰值大于20 mm時，隨著牛腿破壞的不斷增大，預應力筋的應力水平不斷下降，且邊節點的下降程度比中節點要高。

圖16 有限元模型預應力鋼筋應力變化圖Fig.16 Stress variation diagram of prestressed steel bar in finite element model

預應力節點有限元分析及等效計算模型曲線如圖17所示。數值模擬結果與試驗曲線基本吻合，較好再現了節點的試驗過程。簡化計算模型在試驗及有限元力-位移關系滯回曲線范圍內，等效耗能關系與試驗基本相符，進行結構整體計算是偏于安全的。

圖17 預制節點梁端滯回曲線與數值分析、簡化計算模型對比Fig.17 Comparison of hysteresis curves of precast beam end with numerical analysis and simplified calculation model

6 結論

本文對一種預應力拼裝梁柱中節點、邊節點進行低周往復試驗，并設置了一組現澆梁柱節點進行對比。通過對節點的變形與破壞模式分析，對比了節點的承載力、往復滯回曲線、骨架曲線和耗能能力，并進行了有限元分析和簡化模型的對比。得到以下結論：

（1）預制預應力混凝土拼裝框架梁柱節點通過接縫開合可在較小位移下控制構件的損傷程度，破壞模式以柱端牛腿壓剪破壞為主。

（2）預制預應力拼裝節點較現澆梁柱節點具有更好的變形能力和自復位特性，節點耗能能力較現澆節點明顯要小，且在變形過程中保持基本平穩。

（3）預制預應力節點在變形過程中的彎矩和轉角關系可采用四折線彈性本構模型進行等效近似模擬，該骨架曲線與試驗及數值分析結果相比偏于安全，采用該本構模型進行計算的結構等效阻尼比可按0.02取值。