預制鋼管混凝土核心區-梁端耗能裝配式框架節點滯回試驗

莊金平，董書清，陳劍星，陶鋼

（福建理工大學 a. 土木工程學院； b. 閩臺合作土木工程新技術福建省高校工程研究中心，福州350118）

裝配式混凝土結構是建筑產業化的一種重要結構形式，具有施工方便、環保等優勢，預制混凝土梁與預制混凝土柱的連接方式及其可靠性是推廣運用的關鍵因素，也是目前研究的熱點。已有研究提出一些裝配式混凝土框架結構的連接節點[1-5]，例如，預應力拼接裝配式節點、后澆整體裝配式節點、焊接裝配式節點和螺栓連接裝配式節點等，尤其是后澆整體式節點被納入了國家行業標準《裝配式混凝土結構技術規程》[6]。但仍存在一些值得改進或提升的地方，例如，預應力拼接節點雖然其強度和剛度可以達到等同現澆的效果，但其耗能能力可能低于現澆節點，且需嚴格控制預應力損失；后澆整體式節點雖可以達到等同現澆的水平，但其核心區的鋼筋密集難以綁扎到位、混凝土的密實度難以保證；焊接節點的承載力和整體性均可達到現澆節點的水平，但在施工現場焊接質量不易控制；螺栓連接節點雖然在強度、剛度和耗能方面比焊接連接節點要好，但其節點核心區剪切變形較大，且螺栓連接對節點加工、制作及安裝的精度要求很高。

為此，筆者提出一種新型預制鋼管混凝土核心區-梁端耗能的裝配式框架節點，旨在提高節點核心區的承載力、梁端塑性鉸區域的耗能能力、延性等抗震性能指標，擴展裝配式混凝土框架結構在高烈度區的運用。研究重點是該新型裝配式框架節點的構造做法，并設計1個梁端發生塑性破壞滯回試驗試件和1個現澆對比試件，探討該新型裝配式框架節點的可行性，而暫不考慮節點核心區發生抗剪破壞的情況。

1 預制鋼管混凝土核心區-梁端耗能裝配式框架節點

提出一種預制鋼管混凝土核心區-梁端耗能的裝配式框架節點，該節點核心區采用預制鋼管約束鋼纖維自密實混凝土方式，一方面，利用外包鋼管對鋼纖維自密實混凝土提供徑向約束提高混凝土的抗壓強度；另一方面，摻入鋼纖維增強混凝土的抗剪能力與外包鋼管共同承擔核心區的抗剪能力[7]，從而達到“強節點”的抗震理念，同時可避免節點核心區鋼筋密集，施工困難的不利影響。預埋鋼組件采用貫穿預制節點核心區的“強錨固”方式，不僅提高梁端的抗剪承載力，達到“強剪弱彎”的抗震理念，且梁端塑性鉸區域也因此外移，避免了其對核心區的不利影響。預制混凝土梁與預制核心區的連接，一方面，預制混凝土梁的外伸縱筋與貫穿核心區的鋼組件焊接連接；另一方面，在塑性鉸區域和鋼組件連接段現澆鋼纖維自密實混凝土完成整體連接。由于鋼纖維自密實混凝土具有良好的變形能力，可有效抵制裂縫開展，提高節點的耗能、延性等抗震指標[8-9]，此外，免振搗也可以減少鋼纖維聚團[10-11]。預制下柱與預制核心區采用灌漿方式連接，預制上柱與預制核心區的連接按《裝配式混凝土結構技術規程》中鋼筋套筒和灌漿方式連接[6]。為方便論述，后續將這種預制鋼管混凝土核心區-梁端耗能的裝配式框架節點簡稱為裝配式框架節點，裝配式框架節點示意圖如圖1所示。

圖1 裝配式框架節點示意圖Fig. 1 Schematic diagram of the prefabricated frame joint

2 試驗研究

2.1 試件設計

為探討裝配式框架節點抗震性能的優劣，設計了裝配式框架中節點和現澆框架中節點，軸壓比均為0.3，試件編號分別為PC-0.3和C-0.3 。重點考察裝配式框架節點的可行性，按“強節點、弱構件”、“強剪弱彎”的原則設計，預期破壞模型為梁端塑性鉸破壞而非核心區和鋼組件的破壞，同時采用預制疊合梁對所研究節點的性能沒有影響，因此，室內試驗采用全截面預制混凝土梁。

裝配式框架節點及相應組件的幾何尺寸如圖2所示，柱截面400 mm×400 mm，柱縱筋為12C20，柱箍筋為C10@100；梁截面250 mm×550 mm，梁底和梁頂縱筋均為3C18，梁箍筋為C10@150；預制上柱頂端到梁頂面的距離為1 350 mm，預制下柱底端到梁底面的距離為850 mm，預制梁端面到柱邊緣距離1 550 mm。核心區外包鋼管內徑同柱寬為400 mm×400 mm，高度570 mm，厚度為8 mm；預埋鋼組件的尺寸如表1所示。

表1 預埋鋼組件尺寸匯總表Table 1 Dimensions of embedded steel assembly

圖2 裝配式框架節點試件詳圖Fig. 2 Detail drawing of the prefabricated frame joint

現澆框架節點的幾何尺寸、配筋與裝配式框架節點的幾何尺寸、配筋均相同，采用普通混凝土澆筑成型，現澆框架節點試件詳圖如圖3所示。

圖3 現澆框架節點試件詳圖Fig. 3 Detail drawing of the cast-in-situ frame joint

2.2 試件材料

預制梁、預制梁與節點核心區連接段、節點核心區混凝土均采用鋼纖維自密實混凝土，預制柱采用普通混凝土，各混凝土配合比如表2所示。水泥采用海螺牌P.O.42.5普通硅酸鹽水泥；碎石粒徑10～20 mm；砂密度2.65 kg/m3，含泥量0.2%；外加劑采用福建省建筑科學研究院生產的聚羧酸高效減水劑，減水率為25%～35%；寧德大唐電廠Ⅱ級粉煤灰；鋼纖維為江西贛州大業金屬有限公司生產的長度為30 mm，直徑為0.5 mm，長徑比為60的端部帶彎鉤形鋼纖維。新拌鋼纖維自密實混凝土坍落度為265 mm，擴展度為600 mm，表3給出普通混凝土和鋼纖維自密實混凝土28 d的力學性能指標。表3給出了鋼材和鋼筋實測力學性能指標。fy為鋼筋的屈服強度；fu為鋼筋的極限強度；Es為彈性模量。

表2 各混凝土配合比及力學性能指標Table 2 Summary of concrete mix ratios and mechanical properties

表3 鋼材和鋼筋力學性能指標Table 3 Mechanical properties of steel and reinforcement

2.3 試件制作

圖4分別為預制節點核心區、預制下柱、預制上柱的加工過程圖。為防止鋼與混凝土脫開，除節點核心區鋼管內壁、鋼組件設置銷釘剪力鍵外，梁端鋼組件側腹板由于保護層厚度限制，采用沿縱向焊接螺紋鋼筋的形式增強其與混凝土的粘結。

圖4 預制構件的實驗室內加工圖Fig. 4 Construction processing of prefabricated components in the laboratory

2.4 加載裝置和加載方法

2.4.1 加載裝置

滯回試驗采用柱端加載的方式，試驗加載裝置如圖5所示。柱頂油壓千斤頂和反力架鋼梁之間設有滾軸支座，確保軸壓力豎直向下。根據試驗裝置及試件尺寸，柱底鉸支座中心到梁底距離為1 100 mm（到梁中心線為1 375 mm），伺服加載裝置中心到梁頂距離為1 100 mm（到梁中心線為1 375 mm），梁端鉸支座中心到柱邊緣的距離為1 300 mm（到柱中心線為1 500 mm）。

圖5 試驗加載裝置Fig. 5 Test loading device

2.4.2 加載方法

1)柱頂軸力施加：先施加40%設定軸力值，重復2次，檢查油泵、裝置連接是否正常，以及混凝土、鋼筋應變、引伸計是否正常。檢查正常后，卸載重新施加到100%的設定軸力值，并保持恒定。

2)柱端水平荷載施加：保持軸力恒定，先施加0.1Pmax左右的水平荷載，正反往復3次，檢查試驗裝置、測量儀器是否正常工作。正常后，根據《建筑抗震試驗方法規程》(JGJ101-2015)[12]的規定采用力和位移混合控制的方法施加水平荷載：屈服前按力控制，按0.25Pmax、0.5Pmax、0.7Pmax3級進行加載，Pmax為理論計算值得到的極限承載力，每級循環2圈；屈服后按位移控制，采用1Δy、1.5Δy、2Δy、3Δy、4Δy、5Δy、6Δy···進行加載，每級荷載循環3圈。

3 試驗結果

3.1 試驗現象

2個試件在反復加載過程中的破壞形態總體較為相似，先在梁端塑性鉸區域受拉區出現一些短、垂直微裂縫；隨后逐漸出現新裂縫、裂縫也逐漸變寬，梁上、下端裂縫逐漸發展貫通，出現多條相交的斜裂縫，并形成主裂縫；最后梁端塑性鉸區域混凝土被壓碎。柱端僅出現一些微裂縫并未形成主裂縫、節點核心區未發生破壞，裝配式框架節點核心區外包鋼管也未發生鼓曲。但是，2個試件在裂縫出現時刻及相應的荷載、破壞混凝土壓碎程度上仍然有一些差異，圖6給出2個試件加載過程中典型階段的對比情況。

圖6 加載過程試件典型的破壞階段Fig. 6 Typical failure stages of specimens during loading

梁縱筋屈服階段：現澆框架節點試件：P=108 kN (Δ=10 mm)時，梁縱筋的最大應變為2013 με、柱縱筋的最大應變為702 με；而新型預制裝配式框架節點試件：當P=188 kN（Δ=13 mm) 時，梁縱筋的最大應變為1 980 με (測點2-3)、柱縱筋的最大應變為609 με。

當3Δy循環加載結束時，現澆框架節點試件：梁端出現多條相交的斜裂縫，且形成一條主斜裂縫，此時現澆試件梁縱筋最大應變為3 000 με、柱縱筋的最大應變為862 με。裝配式框架節點試件：梁縱筋的最大應變為3 396 με、柱縱筋最大應變為906 με，主裂縫處可以明顯看到鋼纖維的拉結作用仍然存在，如圖7所示。

當7Δy循環結束時，現澆框架節點試件：主斜裂縫寬度非常大，梁端受壓區混凝土壓碎、出現脫落、箍筋外露，明顯聽到混凝土壓碎聲音，承載力下降較多，約只有峰值承載力的60%。裝配式框結節點試件：塑性鉸區域的混凝土也壓碎較明顯，但壓碎的程度小于現澆試件，混凝土脫落程度較小，箍筋只能隱約看到，承載下降的幅度也相對較小，約為峰值承載力的70%。

3.2 滯回曲線

圖8給出了2個試件的P-Δ滯回曲線及骨架曲線。從圖8(a)中可以看出，裝配式框架節點和現澆框架節點的P-Δ曲線的趨勢總體上較為接近，滯回曲線均存在一定的“捏縮效應”。圖8(b)中O點表示原點，A(A?)點表示節點梁端鋼筋受拉屈服時，B(B?)點表示節點承載力最大時，C(C?)點表示試驗停止時刻。

圖8 現澆框架節點和預制裝配式節點P-Δ曲線Fig. 8 P-Δ curve of specimens

從圖8中可以看出：混凝土開裂之前，OA段總體上沿直線循環，卸載后殘余變形很小，大致認為節點仍處于彈性階段。隨著水平位移的增加，AB段剛度開始出現退化，卸載后殘余變形較明顯。承載力達到峰值點B后進入下降段BC，此階段每級荷載卸載后殘余變形更加明顯，此時節點出現主裂縫、裂縫寬度也逐漸加寬，P-Δ曲線剛度和強度的退化隨之增大、捏縮效應也逐漸明顯。

從圖8中也可以看出，裝配式框架節點PC-0.3的極限承載力、初始剛度均比現澆框架節點C-0.3的大，PC-0.3節點的極限承載力大于C-0.3節點的極限承載力，其原因一方面裝配式框架節點中增加了鋼元件使梁端塑性鉸外移，另一方面鋼纖維混凝土延緩了梁端混凝土的開裂。

3.3 P-ε曲線

圖9為裝配式框架節點試件典型測點的P-ε曲線，從中可以得到，鋼筋和鋼組件的應變滯回環形狀總體較好。但混凝土應變片加載前期滯回環較明顯，但中后期混凝土裂縫在各級荷載往復作用下無法恢復、閉合，而且裂縫殘余寬度越發明顯，導致滯回環的規律不明顯，總體較為零亂。對于裝配式節點PC-0.3，當P=120 kN時，混凝土開始出現微裂縫，此時鋼組件翼緣的最大應變為312 με，梁端縱筋最大應變為387 με，也說明梁縱筋和預埋外伸鋼組件的翼緣承擔了拉應力。當水平荷載為188 kN時，梁端縱筋最大應變為1 980 με，基本達到屈服狀態，而鋼組件的翼緣應變只有455 με，說明鋼組件仍有較大富余；鋼組件腹板最大應變分別1 257 με；外包鋼管上較大的三向應變分別為450 με、741 με和609 με，核心區鋼管環向應力增加明顯，說明核心區外包鋼管已產生了約束作用。

圖9 裝配式節點典型位置的P-ε應變曲線Fig. 9 Load-strain curve at typical positions of prefabricated joints

當水平位移達到39 mm時，達到極限承載力293 kN，此時鋼組件翼緣最大應變為562 με，梁端縱筋最大應變為2 838 με，外包鋼管上三向應變較大處分別為475 με、952 με和822 με，鋼組件腹板最大應變1 347 με。當節點破壞時 (即承載力下降到P=240 kN)，此時梁端縱筋上大部分應變片已沒有讀數。

上述各部位應變的變化情況說明了在整個加載過程中，裝配式框架節點除了梁端縱向鋼筋達到屈服并進入強化段外，柱筋、鋼組件、外包鋼管均未達到屈服狀態和設計的初衷“強剪弱彎、強節點弱構件”。

3.4 梁端塑性鉸區域M-φ滯回曲線

梁端塑性鉸的轉動能力通常用截面的曲率φ來反映[13]，在梁的上下梁端分別布置一個導桿引申計來測量上下部分的變形，再根據公式(1)計算得到塑性鉸區域的曲率；塑性鉸區域的彎矩可通過加載端的水平力換算得到，如公式（2）所示

其中：P為柱端水平荷載；H為柱端加載點中心到節點中心的高度（取1 375 mm）；l為梁端加載點到塑性鉸中心的距離（現澆框架節點取1 025 mm，裝配式框架節點取625 mm）；L為梁端加載點到節點中心的距離（取1 500 mm）。Δa和Δb為梁塑性鉸上下引伸計測得變形值，h為梁高。

在試驗中后期，梁端混凝土開始出現開裂、壓碎掉落現象，引伸計所測到的變形不能反應真實變形，因此所得到的M-φ曲線僅取加載前期，如圖10所示。從圖10可知，裝配式框架節點與現澆框架節點在塑性鉸區域的M-φ曲線總體較為相似，但裝配式框架節點M-φ曲線的初始剛度較大、最大彎矩（179 kN.m）大于現澆試件的最大彎矩（131.9 kN.m）、最大曲率（0.038 1/m）也大于現澆試件的最大曲率（0.037 1/m）。說明鋼纖維的加入增強了梁端混凝土的抗變形能力、阻礙了裂縫發展，提高梁端的抗彎承載力和變形能力。

圖10 試件M-φ滯回曲線Fig. 10 M-φ curve of specimens

4 試驗結果分析

4.1 試件屈服與破壞狀態確定

為了更準確分析屈服位移和屈服荷載，采用“通用屈服彎矩法”(G.Y.M.M)來確定試件的屈服點、破壞點，如圖11所示。過坐標原點的切線與過峰值點Pmax的水平線的相交點所對應的位移作為屈服位移Δy，并以該點做垂線得到屈服荷載Py。峰值點對應的荷載和位移為Pmax和Δmax，下降段荷載降到0.85Pmax時對應的荷載和位移為Pu和Δu[14]。2個試件的Py、Δy、Pmax、Δmax和Pu、Δu如表4所示。

表4 試件的屈服、破壞、極限點的荷載位移Table 4 Load and displacement of yield, failure and limit state

圖11 試件屈服點和破壞點確定方法Fig. 11 Determination of yield point and failure point

4.2 延性系數

延性系數指結構或構件進入塑性階段后仍具有承載力和變形的能力，用Δu和Δy比值來表示。從表5可以看出：裝配式框架節點的延性系數為4.41略高于現澆框架節點的4.35，說明裝配式框架節點可以達到等同現澆的水平。

表5 裝配式和現澆框架節點的延性系數Table 5 Ductility factor of specimens

4.3 強度退化規律

強度退化規律一般用各級荷載下各圈的承載力對比來反映，如式（3）所示

圖12給出了試件PC-0.3和C-0.3強度退化系數的對比情況。從圖12中可以看出：在加載前期，2個試件的強度退化均較小，但裝配式節點的更慢一些；隨著位移增大，C-0.3的強度退化明顯比PC-0.3要快，尤其是位移超過45 mm后，說明了混凝土出現裂縫過程中鋼纖維起到了良好拉結作用。

圖12 強度退化與位移關系Fig. 12 Strength degeneration of specimens

4.4 剛度退化規律

節點的剛度退化規律一般用各級荷載下各圈的平均割線剛度來反映，如式（4）所示

式中：Fi為第i次循環峰值點荷載；Δi為第i次循環峰值點位移值。

圖13為PC-0.3與C-0.3的割線剛度Ki-Δi位移曲線，Ki-Δi呈“人”字分布，Ki在加載早期下降較快，但后期Ki下降的趨勢又有所減緩。但是，現澆框架節點C-0.3的初始平均割線剛度(14.3 kN/mm)比預制裝配式節點PC-0.3的初始平均割線剛度(15kN/mm)小，且隨著加載位移的增大C-0.3的平均割線剛度下降比PC-0.3平均割線剛度下降快。原因是梁端鋼纖維自密實混凝土開裂后，鋼纖維發揮的拉結作用越來越顯著[15]。

圖13 剛度退化與位移關系Fig. 13 Stiffness degeneration of specimens

4.5 耗能能力

通過采用等效粘滯系數he來反映試件的耗能能力，計算如圖14和式（5）所示。

圖14 滯回環示意圖Fig. 14 Energy consumption of specimens

圖15給出了屈服后，各級荷載作用下的2個試件累計耗能的對比情況。從圖15中可以看出，在相同的加載位移時，節點PC-0.3的累計耗能要高于節點C-0.3的累計耗能。

圖15 等效粘滯系數與位移關系Fig. 15 Equivalent viscosity coefficient of specimens

從圖15中可以看出，在3Δy以內，PC-0.3和C-0.3的等效粘滯系數大體相近，但隨著位移的增加，PC-0.3的等效粘滯系數大于C-0.3的等效粘滯系數，說明隨著裂縫的開展，鋼纖維發揮的作用逐漸增大。

5 結 論

通過裝配式框架節點和現澆框架節點的滯回試驗研究及其對比分析，得到以下結論：

1) 設計裝配式節點試件和相應的現澆對比試件在破壞模式上基本相似，均是發生梁端塑性鉸區域破壞。同時，裝配式框架節點的核心區、連接鋼組件并沒有發生破壞，說明所提出的裝配式框架節點的做法和連接方式是可靠的。

2) 核心區預埋鋼組件使裝配式框架節點的塑性鉸區域外移，節點承載力得到提高；同時，鋼纖維自密實混凝土使梁端塑性鉸區域的抗彎能力、變形能力得到提高，裝配式節點所測得彎矩-曲率的最大彎矩、最大曲率以及曲線的剛度均大于相應的現澆節點。

3）所設計的裝配式框架節點在延性、強度和剛度退化、耗能上均略優于相應的現澆框架節點。其中，裝配式框架節點延性系數為4.41，略高于現澆框架節點的4.35；裝配式框架節點的強度和剛度退化規律在加載前期與現澆節點較為接近，但在加載后期約3Δy后，裝配式節點的退化明顯比現澆節點緩慢；裝配式框架節點的等效粘結系數在加載前期與現澆構件較為接近，但3Δy以后裝配式框架節點的等效粘滯系數高于現澆框架節點。

綜上所述，所提出的裝配式框架節點的各項抗震性能指標至少能達到等同現澆的水平，而且克服節點核心區鋼筋密集、難以施工的問題，值得繼續深入研究以便確定核心區外包鋼管、連接鋼組件尺寸等設計方法，為工程運用提供參考。