預應力增強的芯管連接組合柱抗震性能試驗

朱張峰 ，王俊，許凱

（南京工業大學 土木工程學院，江蘇 南京 211816）

在國家“雙碳”目標背景下，具有“節能、節地、節水、節材和環境保護”優勢的裝配式結構的應用成為建筑行業轉型升級的重要途徑.裝配式框架結構作為重要的結構形式之一，已成為研究與應用的熱點［1］.作為框架結構重要的承重與抗側力構件，框架柱的預制裝配化技術則是關鍵研究內容.

當前，針對裝配式框架柱的研究，仍然集中在裝配式RC 柱領域，相關學者對基于鋼筋套筒灌漿連接［2-3］、鋼筋漿錨搭接連接［4］、滾軋直螺紋套筒與灌漿套筒復合連接［5］、明牛腿插銷節點UHPC與鎳鈦形狀記憶合金復合連接［6］等多種柱節點進行了試驗研究.相較RC柱，裝配式組合柱則具有高承載力、高剛度、高延性的突出性能優勢，部分學者開展了相關研究，涉及材料層面減碳［7］、預制組合柱性能［8］、UHPC節點加強應用［9-10］、模塊化干式柱-柱連接［11］、核心鋼管混凝土組合柱［12］及震損可更換組合柱［13-14］等多種技術.

基于既有研究成果，參考鋼筋漿錨連接及干式連接方法，提出了預應力增強的芯管連接技術，基于相關試驗與參數分析結果，探討了其抗震能力，并給出了相關設計建議.

1 預應力增強的芯管連接方案

預應力增強的芯管連接方案，適用于內埋矩形鋼管的預制組合柱，鋼管內混凝土在預制階段不澆筑，外包混凝土在梁板連接部位斷開，后續與鋼梁或組合梁型鋼通過端板螺栓連接或栓焊連接，樓板可采用鋼筋桁架樓承板或桁架鋼筋混凝土疊合板，疊合層混凝土與梁柱節點混凝土同步澆筑至內埋矩形鋼管頂面，其預制組合柱如圖1（a）所示.芯管采用Q420 圓管，其中部設置連接蓋板以便于安裝.同時，為提高芯管與混凝土的黏結性能，圓管表面可采用點焊螺旋筋處理，螺旋筋采用細鋼筋制作并盡量減小螺旋筋內徑與圓管外徑之間的誤差（有間隙時，可利用鋼筋柔性通過按壓鋼筋至圓管外壁后焊接），焊點采用螺旋上升式布置，每隔1∕4圓周（平面投影）、2個螺距設置1個焊點，芯管連接件如圖1（b）所示.

圖1 預應力增強的芯管連接方案示意圖Fig.1 Schematic diagram of post-stress strengthed core-pipe connection

同時，芯管連接構造使得芯管尺寸受限，僅靠芯管連接無法實現與組合柱截面相當的強度與剛度，因此，在柱內增設后張無黏結預應力筋并張拉，通過預壓力對節點進行加強.同時，針對預應力筋施工問題，預應力筋的設置由于受到芯管內徑尺寸、鋼筋連接器尺寸及錨具安裝空間等嚴格限制，僅考慮單根精軋螺紋鋼；設置PVC 管作為預應力筋孔道，選擇PVC 管內徑時需考慮預應力筋及其連接器尺寸；PVC 管的直徑需考慮與芯管內徑的協調、芯管的外徑需考慮與組合柱內埋矩形鋼管內徑的協調，以保證混凝土澆筑質量；預應力筋沿結構全高設置，其錨固端設置在基礎內，張拉端設置在結構頂面，結構柱全部施工完成后進行最后張拉.

預應力增強的芯管連接節點，其外包鋼筋混凝土層作為內埋矩形鋼管的防火、防腐構造，外包鋼筋混凝土層和內埋矩形鋼管均在節點處斷開，僅傳遞水平荷載作用下預制柱截面受壓側內力.芯管在節點處連續，主要承擔水平荷載作用下的彎矩及剪力效應，并通過屈服實現節點耗能.預應力筋的預拉力為節點提供自復位能力，進一步提高節點的承載力與剛度.

以標準層為例，其結構安裝施工流程大致包括：

1）將芯管插入下層預制柱內埋鋼管空腔內（下層柱內已提前安裝好預應力筋及其PVC 管道，芯管套入預應力筋，并通過連接蓋板臨時擱置在下層預制柱內埋矩形鋼管頂面；若下層是基礎，則需提前預埋，并在芯管內預埋PVC管作為預應力筋孔道）.

2）通過芯管灌注下層預制柱內埋矩形鋼管內混凝土（若下層是基礎，則不涉及該步驟）.

3）安裝鋼梁或組合梁型鋼，與預制柱頂部外露矩形鋼管連接.

4）安裝鋼筋桁架樓承板或桁架鋼筋混凝土疊合板.

5）澆筑柱頂、梁端及樓板混凝土.

6）安裝上層預制柱，使得芯管嵌入柱內埋矩形鋼管內，同步接長預應力筋及其PVC 管道并伸出上層預制柱內埋鋼管外.

7）重復以上過程，直至柱全部安裝完成后，在頂層柱頂張拉預應力筋并錨固.

2 試驗概況

2.1 試件設計與制作

本次試驗設計并制作4個試件，包括3個裝配式試件（ZP1～ZP3）和1 個現澆對比試件（XJ）.柱截面尺寸結合工程經驗并考慮試驗條件，確定為350 mm×350 mm；內埋方鋼管截面尺寸考慮構件預制及受力性能要求，截面確定為250 mm×250 mm×10 mm；方鋼管外部設置810豎向鋼筋及8@100箍筋；裝配式試件設計考慮了芯管規格的變化，基于芯管成品規格，選擇D114 mm×25 mm、D152 mm×16 mm、D194 mm×10 mm，在截面積基本相當的前提下，逐漸增大其截面慣性矩.芯管黏結長度近似按3 倍芯管直徑考慮.試件設計參數見表1.

表1 試件設計參數Tab.1 Specimen design parameters

試件采用1 根?32 mm 精軋螺紋鋼；張拉應力考慮預應力筋彈性工作狀態要求，取相對較低的初始應力（約0.4fpyk，fpyk為預應力筋屈服強度標準值），預應力值相應為300 kN.

現澆對比試件及裝配式試件（以ZP1 試件為例）的設計詳圖見圖2，現澆試件的材料、截面設計均與裝配式試件相同.柱根部設計了底座，以方便固定于實驗室地面，同時，模擬下層已施工完的結構；柱頂設計了柱帽，以便于與作動器連接；對于裝配式試件，底座、柱帽中部設置凹槽，為預應力筋的錨具及壓力傳感器提供安裝空間.

試件制作條件與現場施工有所差異，其具體加工過程為：先將試件分為柱及柱帽、底座兩部分預制，柱內埋方鋼管內暫不灌注混凝土，底座內預埋PVC 管作為預應力孔道，PVC 管長度應在考慮后續柱及柱帽的高度后確定；在底座上先后安裝高強鋼管連接件與柱及柱帽預制件；向內埋方鋼管內灌注混凝土，并使之自動填充至圓鋼管內，注意保護PVC管內部不受污染；待試件運至實驗室后，向PVC管內穿預應力鋼筋，凹槽內安裝傳感器，張拉預應力筋，同步記錄預應力筋的初始數據.

2.2 材料性能

試件混凝土強度等級為C40，預制部分及后灌部分混凝土的立方體抗壓強度實測值分別為48.3 MPa、44.6 MPa.

試件鋼筋牌號均為HRB400級，芯管鋼材牌號為Q420，蓋板鋼材牌號為Q345，方鋼管鋼材牌號為Q345，預應力鋼筋牌號PSB830，其實測力學性能見表2.

表2 鋼筋/鋼材實測力學性能Tab.2 Measured mechanic properties of reinforcements/steel

2.3 加載與量測

試件加載裝置如圖3 所示.試件底座與實驗室地面通過螺紋錨桿緊固，前后設置千斤頂頂緊，以盡量消除試件在地面上的滑移；水平荷載通過1 000 kN電液伺服作動器施加，作動器與柱帽通過兩端夾具及精軋螺紋鋼連接；豎向荷載通過張拉體外預應力鋼筋施加，柱帽頂面設置橫向分配梁，分配梁上對稱安裝千斤頂及預應力鋼筋，試驗中通過隨時調整油泵油壓以保持預應力筋內力恒定.

圖3 試件加載裝置Fig.3 Specimen loading device

試件加載時，先施加豎向荷載700 kN（軸壓比約0.1，受到加載設備能力的制約），并保持恒定；后按位移控制施加水平荷載，加載制度參考ACI 374.1—05的建議［15］，位移（位移角）為2.9 mm（0.20%）、3.6 mm（0.25%）、5.1 mm（0.35%）、7.2 mm（0.50%）、10.8 mm（0.75%）、14.5 mm（1.00%）、21.7 mm（1.50%）、28.9 mm（2.00%）、39.7 mm（2.75%）、50.6 mm（3.50%）、61.4 mm（4.25%）、72.3 mm（5.00%）、86.7 mm（6.00%）、108.3 mm（7.50%），每級循環3 次；試件承載力下降至峰值承載力的85%以下或發生不適于繼續加載的狀態時，停止試驗并卸載.

試件加載點的荷載-位移數據由作動器自動采集，數據以作動器外推為正、內拉為負，豎向荷載通過預應力張拉油泵的精密油壓表讀取，試件預應力筋內力變化由壓力傳感器采集，試件鋼筋及鋼管應變則由應變片及應變采集儀讀取.

3 試驗現象及數據分析

3.1 試件破壞形態

各試件破壞形態見圖4.從圖4 中可看出，裝配式試件與現澆試件破壞形態有所不同.其中，現澆試件表現出明顯的彎曲破壞，沿柱高均有裂縫，且分布較為均勻，柱根部混凝土受壓剝落嚴重，鋼筋受壓屈服.裝配式試件破壞相對輕微，柱根部僅有小范圍混凝土剝落，裂縫稀少且主要位于柱的中下部.分析認為，裝配式試件主要通過柱底拼縫張合吸收所施加的水平位移，拼縫處僅芯管及預埋鋼管內混凝土傳力，從而抑制了柱根部外層混凝土裂縫的產生，使得柱表面裂縫減少并上移；預應力壓接改善了柱身混凝土彎曲受拉應力與柱根部混凝土復合應力狀態，使得裂縫數量減少、裂縫長度變短及混凝土壓碎狀態改善；另外，芯管規格不同，對裝配式試件破壞形態無明顯影響，同時，芯管未發生明顯滑移現象，說明基于外周設置螺旋筋構造，芯管按3 倍錨固長度設計可滿足傳力要求.

圖4 試件破壞形態Fig.4 Failure modes of specimens

3.2 滯回曲線與骨架曲線

各試件的滯回曲線及骨架曲線見圖5.從圖5 中可看出，裝配式試件的滯回環較為飽滿，表現出良好的耗能能力；骨架曲線走勢基本一致，由于預應力壓接作用，裝配式試件的剛度較現澆試件有所提高，表現為前者骨架曲線切線斜率高于后者，且隨著高強鋼管截面慣性矩的增大，剛度相應進一步增大；各試件直至破壞前均能保持良好的承載性能，未發生明顯的強度退化.

圖5 試件滯回曲線與骨架曲線Fig.5 Hysteresis curves and skeleton curves of specimens

3.3 承載性能

試件的開裂荷載、屈服荷載、峰值荷載、極限荷載見表3.其中，由于骨架曲線出現明顯拐點，采用Park法［16］確定其理論屈服荷載.

表3 試件承載能力Tab.3 Bearing capacity of specimens kN

根據表3中數據，ZP1試件與XJ試件承載能力基本相當，D114 mm×25 mm芯管的混合連接構造可保證試件承載力等同現澆，且由于預應力壓接作用，開裂荷載明顯提高，提高幅度達36.8%；隨著芯管截面慣性矩的增大，各階段荷載依次增大，ZP2、ZP3的峰值荷載分別較ZP1提高10.7%和19.4%.可以看出，預應力壓接與芯管連接對裝配式試件承載力均有明顯貢獻.

3.4 剛度退化性能

各試件剛度退化曲線見圖6.從圖6 中可看出，加載初期裝配式試件剛度比現澆試件明顯提高，但加載中后期剛度退化速度較快，最后與現澆試件基本相當.分析認為，加載初期的彈性階段，芯管材料性能優勢及預壓力的作用，使得裝配式試件剛度明顯提高；隨著加載位移及荷載增大，預應力效應的影響相對降低（預應力筋位于截面中心，內力增長有限且抗彎力臂較小），剛度主要由芯管提供，而由于芯管較外周矩形鋼管截面慣性矩小，試件剛度快速降低；加載末期，在預壓力與芯管連接的綜合作用下，裝配式試件剛度與現澆試件剛度基本相當.

圖6 試件剛度退化曲線Fig.6 Stiffness degradation curves of specimens

另外，裝配式試件初期剛度較現澆對比試件提高明顯，ZP1、ZP2、ZP3 提高幅度分別為60%、135%和244%，考慮到節點彈性剛度提高將增大結構地震力效應，設計時應考慮該不利影響.鑒于加載中后期裝配式試件能保持與現澆試件相當的剛度，建議彈塑性分析時可采用與現澆試件相當的剛度.

3.5 位移延性性能

根據試驗骨架曲線，采用Park 法［16］計算各試件的屈服位移及位移延性系數，見表4.從表4 中可以看出，裝配式試件的延性性能較現澆試件明顯提高，且對比ZP1～ZP3可以發現，直徑大、壁厚小的芯管更有利于改善試件位移延性.

表4 試件位移延性系數Tab.4 Displacement ductility coefficients of specimens

3.6 預應力筋內力及鋼管、鋼筋應變分析

裝配式試件的預應力筋內力變化全過程見圖7.從圖7 中可看出，預應力筋隨著加載位移增大，其伸長量增大，從而導致其內力值逐漸增大.對于所有裝配式試件，預應力筋內力最大值約518 kN，均未達到其屈服荷載值776 kN，說明預應力筋在整個加載過程中保持彈性，為試件提供了良好的彈性恢復力.另外，試件卸載時，預應力筋內力值下降至260 kN 左右，低于初始值300 kN，這是反復加載導致錨具松動、預應力筋回縮引起的.

圖7 預應力筋內力Fig.7 Internal force of prestressed tendons

通過對鋼管及鋼筋應變數據的整理，發現試驗中XJ 試件豎向鋼筋及矩形鋼管均已屈服，鋼筋屈服發生在加載位移39.7 mm階段，矩形鋼管屈服發生在加載位移50.6 mm階段；裝配式試件豎向鋼筋及矩形鋼管均未屈服，鋼筋最大拉應變約1 800 με（約360 MPa），矩形鋼管最大拉應變約1 650 με（約350 MPa），高強圓鋼管則全部屈服，與裝配式試件受力機制一致，其主要由圓鋼管連接件傳遞荷載及耗散能量.

4 有限元參數分析

4.1 模型建立與驗證

以綜合表現相對較優的ZP2 試件為基準進行有限元參數化分析，并采用ABAQUS 軟件建立裝配式試件的實體單元有限元模型［見圖8（a）］，考慮分析精度、計算效率等因素，模型采用單調加載獲得其單向荷載-位移曲線，以分析模型加載全過程.其中，混凝土本構采用塑性損傷模型模擬，鋼筋、預應力筋、鋼材采用理想彈塑性本構模擬，并按《混凝土結構設計規范（2015 年版）》（GB 50010—2010）附錄C 計算.考慮到試驗中未觀察到明顯的滑移現象，因此，未考慮各介質間的黏結滑移，鋼筋、鋼管均直接嵌入混凝土內.柱底拼縫界面采用內置的“面-面”接觸邊界模擬，法向采用硬接觸，即僅傳遞壓力而不傳遞拉力，切向采用庫倫摩擦，摩擦因數取0.6.為方便建模，忽略預應力孔道，預應力筋與混凝土之間通過內置的coupling 邊界條件，X、Y向固定，Z向自由，以模擬無黏結預應力筋在孔道內的自由伸縮狀態，預應力采用降溫法模擬.

圖8 有限元模型及計算結果Fig.8 FEM model and calculation results

以ZP2 為例，將計算結果與試驗采集的滯回曲線進行對比［見圖8（b）］，可以看出，計算曲線初期與滯回曲線外包絡較為吻合，彈塑性階段后期由于材料本構近似性、模型接觸邊界理論誤差等原因導致計算結果與試驗實測有偏差，但峰值荷載基本接近，相對誤差約3%.

4.2 圓鋼管直徑及壁厚參數分析

基于ZP2 試件構造，保持其他參數不變，僅改變圓鋼管直徑，根據圓鋼管產品規格，考慮114 mm、133 mm、152 mm（ZP2）、168 mm、194 mm 5種規格，計算結果對比見圖9.從圖9 中可看出，隨鋼管直徑增大，模型剛度與承載力均明顯提高.其中，直徑從152 mm 變化至168 mm，承載力增長相對明顯；模型峰值荷載與鋼管直徑呈較好的線性關系，鋼管直徑為114 mm時，模型峰值荷載高于XJ試件.

圖9 圓鋼管直徑參數計算結果Fig.9 Calculation results of round steel pipe diameter

保持其他參數不變，僅改變圓鋼管壁厚，考慮10 mm、16 mm（ZP2）、19 mm、25 mm 4種規格，計算結果對比見圖10.從圖10 中可看出，隨鋼管壁厚增大，模型剛度與承載力均有所提高.其中，壁厚從16 mm變化至19 mm，承載力增長相對明顯；模型峰值荷載與鋼管壁厚呈非線性關系，鋼管壁厚為16 mm 時，模型峰值荷載高于XJ試件.

圖10 圓鋼管壁厚參數計算結果Fig.10 Calculation results of round steel pipe thickness

綜合有限元參數分析結果及試驗數據，認為對于圓鋼管截面，其直徑較壁厚對節點性能影響更為顯著，因此，建議選用直徑大、壁厚適中的規格，在確保截面積的同時，提供較大的截面慣性矩，從而有效改善混合連接組合柱的剛度、承載力及延性性能.

4.3 圓鋼管長度參數分析

保持其他參數不變，僅改變圓鋼管長度，黏結長度按2 倍、3 倍、4 倍直徑考慮，圓鋼管長度分別設置為630 mm、940 mm（ZP2）、1 240 mm 3 種規格，計算結果對比見圖11.從圖11 中可看出，模型剛度與承載力、鋼管長度無明顯相關性，若不發生滑移（模型未考慮鋼管與混凝土之間可能發生的黏結滑移），鋼管黏結長度按3 倍直徑設計時，模型峰值荷載高于XJ試件.

圖11 圓鋼管長度參數計算結果Fig.11 Calculation results of round steel pipe length

4.4 連接蓋板厚度參數分析

保持其他參數不變，僅改變連接蓋板厚度，考慮10 mm、20 mm（ZP2）、30 mm 3 種規格，計算結果對比見圖12.從圖12 中可看出，模型初始彈性剛度與蓋板厚度無明顯關系，彈塑性階段剛度隨蓋板厚度增大有所提高.分析認為，彈塑性階段蓋板厚度的增大減小了其面外變形，從而提高了模型的抗側剛度；模型承載力隨蓋板厚度變化不明顯，且無明顯規律.

圖12 連接蓋板厚度參數計算結果Fig.12 Calculation results of connection plate thickness

4.5 張拉控制應力參數分析

保持其他參數不變，僅改變預應力筋張拉控制應力，并按0.2fpyk、0.4fpyk（ZP2）、0.6fpyk、0.75fpyk考慮，計算結果對比見圖13.從圖13 中可看出，模型剛度與承載力隨張拉控制應力的增大而明顯提高，峰值荷載與張拉控制應力呈現良好的線性關系，張拉控制應力為0.2fpyk時，模型峰值荷載稍低于XJ 試件（約98%）.另外，通過計算發現，0.75fpyk模型預應力筋已達屈服狀態，所有模型的預應力筋內力增加值基本保持為常量（約230 kN），與試驗觀測值218 kN 吻合較好，為確保預應力筋不至于屈服，建議張拉控制應力上限值限定在0.6fpyk.同時，考慮到預應力筋在受力過程中的預應力損失，建議張拉控制應力下限值限定在0.3fpyk.

圖13 張拉控制應力參數計算結果Fig.13 Calculation results of tension control stress

5 結論

提出了一種預應力增強的芯管連接裝配式組合柱技術，基于試件抗震性能試驗及有限元參數分析，得到如下結論：

1）與現澆試件比較，裝配式試件破壞程度較輕，滯回環飽滿，初始剛度較高，后期剛度相當，位移延性性能優良，總體上可以達到“等同現澆”的抗震性能，但設計時應考慮初期剛度較高導致地震力效應增大的不利影響.

2）裝配式試件的預應力增強芯管連接確保了組合柱承載力及剛度，降低了混凝土損傷程度，其中，ZP3試件最優、ZP2試件次之，考慮節約材料用量，采用D152 mm×16 mm 芯管的ZP2 試件具有相對綜合優勢.

3）根據試驗及有限元參數分析結果，芯管截面積相當時，更大截面慣性矩的試件將具有更優的性能，同時應注意其截面尺寸與矩形鋼管內部尺寸的匹配，以確保混凝土澆筑密實；在保證黏結可靠的前提下，芯管長度對組合柱的承載力及剛度無明顯影響，兼顧安全性與經濟性，建議按3 倍鋼管外徑確定其黏結長度；連接蓋板厚度對組合柱的力學性能無明顯影響，建議取較小的厚度.

4）對于預應力筋，由于構造尺寸限制僅能設置單根精軋螺紋鋼，對于本文設計試件，其張拉控制應力取值范圍為0.3fpyk～0.6fpyk，具體數值應結合分析優化確定，以充分利用預壓與芯管連接的綜合優勢.