張　晨　 周宇凌　 蔡小寧　 孟少平

(1東南大學混凝土及預應力混凝土結(jié)構(gòu)教育部重點實驗室, 南京 210096)(2南通大學建筑工程學院, 南通 226019)(3淮海工學院土木工程學院, 連云港 222005)

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后張無粘結(jié)混合裝配式框架節(jié)點抗震性能試驗研究

張晨1,2周宇凌1蔡小寧3孟少平1

(1東南大學混凝土及預應力混凝土結(jié)構(gòu)教育部重點實驗室, 南京 210096)(2南通大學建筑工程學院, 南通 226019)(3淮海工學院土木工程學院, 連云港 222005)

提出了一種新型的后張無粘結(jié)混合裝配式預應力混凝土框架(PTHP)節(jié)點,為了研究該節(jié)點的抗震性能,對3榀PTHP邊節(jié)點進行了低周往復荷載試驗.對構(gòu)件的破壞形態(tài)、滯回曲線、骨架曲線、耗能能力、延性、剛度退化以及殘余變形等抗震性能進行了分析.結(jié)果表明:除節(jié)點區(qū)梁端以外,梁上大部分區(qū)域均未出現(xiàn)裂縫,柱和牛腿幾乎無損傷,節(jié)點的破壞呈典型的強柱弱梁特征;截面平均初始壓應力越大,帶肋角鋼初始剛度越大,則節(jié)點的承載力越高,但相應的極限位移越小;無粘結(jié)的后張預應力筋在加載過程中始終保持彈性,為節(jié)點提供了良好的自恢復能力.PTHP節(jié)點具有較好的承載力、剛度和耗能能力,與現(xiàn)澆結(jié)構(gòu)相比其變形能力、自恢復能力更好,殘余變形更小.

后張;無粘結(jié);混合裝配;框架節(jié)點;抗震性能

TU378.4;TU352.11

A

1001-0505(2016)05-1063-07

裝配式預應力混凝土框架通過后張的預應力筋將預制梁、柱構(gòu)件裝配為整體結(jié)構(gòu),除了具有裝配式結(jié)構(gòu)的特點外,還具有自恢復能力強、構(gòu)件損傷小、震后易修復的優(yōu)點,是一種適合工業(yè)化生產(chǎn)、可廣泛應用于工業(yè)與民用建筑中的綠色建筑結(jié)構(gòu)形式.以美國和日本聯(lián)合對預制抗震結(jié)構(gòu)體系(precast seismic structural systems, PRESSS)的研究成果為代表，進行了節(jié)點的試驗和有限元分析,并建有工程實例[1-4],但未得到大規(guī)模的應用.柳炳康等[5-6]進行了多層多跨預壓裝配式框架的試驗與數(shù)值分析.董挺峰等[7-8]對無粘結(jié)預應力直接裝配節(jié)點和混合裝配節(jié)點試件進行了抗震性能試驗研究,并對節(jié)點進行了理論和數(shù)值分析.目前存在的主要問題有:① 單純采用預應力筋進行裝配的節(jié)點耗能能力不足;② 設置了包括普通鋼筋、摩擦鋼板等耗能件的節(jié)點施工不方便或更換修復困難繁瑣;③ 設置阻尼器的節(jié)點耗能能力較佳,但占用空間影響使用且成本較高.為了改善該節(jié)點在地震荷載下的破壞形態(tài),改進其耗能能力、施工裝配等方面的不足,基于“震后易修復、適合工業(yè)化生產(chǎn)”的理念,本文在課題組前期提出的節(jié)點形式[9-10]的基礎上,提出了一種新型的后張無粘結(jié)混合裝配式預應力混凝土框架(unboned post-tensioned hybrid precast concrete frame, PTHP)節(jié)點.在東南大學結(jié)構(gòu)實驗室進行了3榀PTHP邊節(jié)點的低周往復荷載試驗,根據(jù)試驗結(jié)果,對該節(jié)點的抗震性能進行了評價.

1　節(jié)點形式

本文提出的后張無粘結(jié)混合裝配式預應力混凝土框架(PTHP)節(jié)點由預制的梁、柱通過通長無粘結(jié)的預應力筋拼裝而成,預應力筋可根據(jù)需要設置在梁截面中部(見圖1)或頂、底部配置.角鋼通過高強度螺栓固定在節(jié)點處,角鋼表面焊接三角形加勁肋以提高其剛度,從而提高節(jié)點的耗能能力[11].帶加勁肋角鋼提供耗能能力,預應力筋作為節(jié)點拼裝的手段并提供自恢復能力,牛腿承受節(jié)點剪力并作為施工時預制梁的支撐,免除施工臨時支撐,適合大跨度結(jié)構(gòu).

圖1　后張無粘結(jié)混合裝配式混凝土框架(PTHP)節(jié)點

2　試驗概況

2.1構(gòu)件設計

3榀PTHP邊節(jié)點的尺寸及配筋完全相同,各節(jié)點的配筋、角鋼規(guī)格及施加預應力的基本情況見表1.為了提高梁端延性及混凝土的強度,在節(jié)點區(qū)梁端塑性鉸區(qū)域(約1倍梁高范圍)設置了焊接鋼筋網(wǎng)片.焊接鋼筋網(wǎng)片的鋼筋直徑、網(wǎng)格尺寸應充分考慮預埋件的規(guī)格和施工方便,按照構(gòu)造要求選取.梁柱構(gòu)件詳細的配筋情況見圖2,箍筋間距為100 mm,加密區(qū)為50 mm,施加預應力的梁端、節(jié)點區(qū)柱端預埋了錨定板、喇叭管和螺旋箍筋.

表1　構(gòu)件參數(shù)

注:fptk為預應力筋抗拉強度.

(a) 構(gòu)件

(b) 配筋圖

根據(jù)理論分析[12-13]和試驗結(jié)果,后張無粘結(jié)裝配式框架節(jié)點區(qū)為斜壓桿抗剪機制.無粘結(jié)的后張預應力筋未將剪力傳遞至節(jié)點,水平剪力完全由核心區(qū)混凝土承擔,此時箍筋須為混凝土提供足夠的約束效應,防止其提前壓潰.基于上述分析,可采用基于同樣理念的美國規(guī)范ACI-318規(guī)范[14]計算節(jié)點的抗剪承載力并進行設計.當節(jié)點剪力滿足限值要求時,框架節(jié)點區(qū)的箍筋可按框架柱加密區(qū)箍筋的配置方法設置.

根據(jù)已有的試驗結(jié)果可知,高強度螺栓在加載過程中損傷較小,螺栓的規(guī)格和布置可參照已有的工程資料和鋼結(jié)構(gòu)設計規(guī)范.高強度螺栓采用10.9級M22型號螺栓,預拉力按照《鋼結(jié)構(gòu)設計規(guī)范》規(guī)定施加,高強度螺栓A端部采用焊接鋼板加強錨固并預埋在梁中,高強度螺栓B在節(jié)點組裝時后穿入柱中.兩帶肋角鋼包括單肋和雙肋2種,尺寸如圖3所示.

(a) 1#角鋼

(b) 2#角鋼

預制梁、柱構(gòu)件采用28 d立方體抗壓強度為35.6 MPa的混凝土,鋼筋、預應力鋼絞線、角鋼的強度等級、力學性能如表2、表3所示.梁柱接縫處采用纖維砂漿進行灌縫,加入纖維可保證節(jié)點受力過程中填縫材料不會壓碎脫落.

表2　鋼筋的力學性能

注:Es為鋼筋彈性模量.

表3　角鋼的力學性能

2.2梁柱構(gòu)件裝配

將梁、柱試件運至試驗現(xiàn)場進行拼裝,裝配工序如下:① 將梁、柱構(gòu)件平放在地面并定位;② 將角鋼和鋼板就位,通過高強螺栓連接在構(gòu)件上,高強度螺栓擰緊至預拉力的一半;③ 在波紋管中后穿預應力鋼絞線;④ 在梁柱接觸面上澆灌15 mm厚纖維增強砂漿;⑤ 待砂漿達到一定強度后,張拉預應力筋至設計的張拉控制應力并進行錨固;⑥ 擰緊螺栓至預拉力,節(jié)點拼裝完成.其中第⑤步分級逐根張拉鋼絞線,將梁端壓力傳感器連接到DH3816靜態(tài)數(shù)據(jù)采集儀,張拉過程中可實時監(jiān)控預應力筋合力.裝配完成的梁柱節(jié)點如圖4所示.

圖4　裝配完成的梁柱節(jié)點

2.3加載制度及測點布置

將T形構(gòu)件吊裝至節(jié)點試驗機處定位,柱上、下端用楔形鐵塊和粗鋼筋頂緊模擬鉸接.柱頂使用320 t液壓千斤頂施加豎向軸力至軸壓比為0.2,由設置在梁自由端上、下方的千斤頂施加低周往復荷載.考慮該節(jié)點屈服時的位移較大,加載初期采用力控制加載,按照線性極限點荷載[15]的50%，75%，100%各進行1次加載循環(huán);加載后期采用位移控制加載,按照5 mm的位移增量,每級加載循環(huán)2次,直至構(gòu)件完全破壞或承載力下降至最大值的85%.

為了量測梁在加載過程中不同位置的變形情況,在梁的加載端、跨中和靠近節(jié)點處分別布置了3個電子位移計.千斤頂、力傳感器和電子位移計等儀器的布置見圖5.

圖5　儀器布置圖(單位：mm)

3　試驗結(jié)果及分析

3.1破壞形態(tài)

3榀PTHP節(jié)點的破壞過程和形態(tài)比較類似,以PTHP1為例說明其破壞過程.力控制加載階段正向(向上)第1級加載(25 kN)時,梁柱接觸面灌縫處涂料表面出現(xiàn)細微裂紋,卸載后裂紋閉合;梁下部邊緣靠近牛腿處出現(xiàn)1條斜向細微的裂紋.當力加載至正向第3級(50 kN),即荷載達到線性極限點時,梁柱接觸面灌縫處出現(xiàn)了比較明顯的裂縫,該裂縫從梁下部邊緣一直延伸至截面中部約一半高度處,反向加載時出現(xiàn)同樣的現(xiàn)象;牛腿上部出現(xiàn)1條約60 mm長的水平裂縫.此后以第3級荷載對應的位移(12 mm)為基準,開始以梁端位移控制加載.當正向加載至對應位移24.82 mm時(層間位移角θ=0.013),梁柱接觸面下部灌縫處出現(xiàn)較寬的裂縫,用裂縫測量儀測得其寬度為4.71 mm,卸載后裂縫自行閉合.隨著加載的進行,在負向加載(向下)時節(jié)點區(qū)梁端上部(角鋼水平肢下方)出現(xiàn)多條豎向和斜向裂縫,隨著裂縫的不斷開展,該處形成了由多條裂縫圍成的三角形區(qū)域(見圖6(a)).正向加載至對應位移34.95 mm(層間位移角θ=0.018)時,節(jié)點區(qū)柱上出現(xiàn)2條水平裂縫,測得其裂縫最大寬度為0.18 mm.負向加載至對應位移44.16 mm(θ=-0.023)時,節(jié)點區(qū)梁端中下部出現(xiàn)多條斜裂縫,測得最大裂縫寬度為0.22 mm,同時梁下部出現(xiàn)2條水平裂縫,其最大寬度為0.8 mm.負向第2次加載至對應位移39.34 mm時,節(jié)點區(qū)梁端上部三角形區(qū)域混凝土壓碎,梁表層出現(xiàn)剝落現(xiàn)象.此后,繼續(xù)加載直至梁端位移達到55 mm,此時混凝土大面積開裂、鼓起和剝落,構(gòu)件宣告破壞.試驗結(jié)束后,除了混凝土剝落區(qū)域外大多數(shù)裂縫完全閉合,除牛腿上方的梁端以外,梁上大部分區(qū)域未出現(xiàn)裂縫,柱、牛腿以及節(jié)點核心區(qū)幾乎無損傷,節(jié)點的破壞呈明顯的強柱弱梁特征.梁柱接觸面灌縫處的聚酯纖維砂漿整體性良好,未出現(xiàn)壓碎剝落.節(jié)點PTHP1最終的破壞情況見圖6(b).

圖6　PTHP1構(gòu)件破壞形態(tài)

3.2滯回曲線

3榀試驗節(jié)點的F-Δ滯回曲線(F為梁端荷載,Δ為位移)如圖7所示.在力控制加載階段(F≤50 kN),F-Δ為線性關系,幾乎沒有殘余變形.在位移加載階段(F>50 kN),節(jié)點表現(xiàn)出塑性性能,F-Δ不再保持線性關系,在每一級荷載下滯回曲線呈飽滿的“旗形”,且隨著荷載的增大滯回環(huán)的形狀趨于飽滿.隨著荷載的增大,節(jié)點殘余變形略有增加,但仍然很小(PTHP3除外);滯回曲線始終保持上升趨勢,剛度退化現(xiàn)象不明顯;由于節(jié)點區(qū)梁端上部為角鋼,下部為牛腿,兩方向剛度存在差異,導致滯回曲線在正、兩反2個方向不對稱,反向滯回環(huán)的面積明顯大于正向.

由于節(jié)點PTHP3梁柱接觸面灌縫處纖維砂漿未完全干透,在荷載作用下砂漿產(chǎn)生了較大的變形,導致其殘余變形明顯大于前2個節(jié)點.由于截面平均初始壓應力較大,節(jié)點PTHP3的承載力仍然不低于節(jié)點PTHP2.

3.3骨架曲線

3榀PTHP節(jié)點的骨架曲線見圖8,由各節(jié)點的骨架曲線可知:初始加載階段,各節(jié)點具有較高的初始剛度,隨著荷載的增大,骨架曲線逐漸趨于平緩，但仍然保持上升趨勢,除了節(jié)點PTHP1的負向加載段外,均未出現(xiàn)明顯負剛度;受到截面平均初始壓應力、預應力損失、帶肋角鋼初始剛度等因素的影響,試驗節(jié)點骨架曲線的形狀差異明顯;截面平均初始壓應力越大,帶肋角鋼初始剛度越大,節(jié)點的承載力越高,但相應的極限位移越小,即延性降低;預應力損失對節(jié)點的承載力有較大的影響,預應力損失越大,節(jié)點的承載力越低;PTHP2節(jié)點的初始預應力較小,但是其初始剛度較高,可見由于加載初期節(jié)點變形較小,初始預應力大小對節(jié)點初始剛度的影響不明顯.

(a) PTHP1

(b) PTHP2

(c) PTHP3

圖8　節(jié)點骨架曲線

3.4能量耗散系數(shù)

通過計算各節(jié)點在低周往復荷載下最后一級位移峰值形成的滯回環(huán)面積,可以得到對應的能量耗散系數(shù)E[16](見表4).加載初期,F-Δ曲線近似為線性關系,耗能較小,隨著加載位移峰值的不斷增大,耗能角鋼逐漸進入屈服,滯回環(huán)越來越飽滿,能量耗散系數(shù)也不斷增大.反向加載的能量耗散系數(shù)E普遍大于正向加載的數(shù)值.3榀框架節(jié)點的平均E值為0.54,約為現(xiàn)澆框架的一半.

表4　能量耗散系數(shù)E

3.5延性指標

延性指標可采用延性系數(shù)μ表示,計算式為

(1)式中,Δu為極限位移,Δy為屈服位移.Δy可根據(jù)骨架曲線上的明顯拐點確定,Δu可根據(jù)加載過程中出現(xiàn)負剛度的前一個加載位移作為極限位移,未出現(xiàn)負剛度的構(gòu)件取最后一次加載位移作為極限位移.

由表5可知,各節(jié)點的延性系數(shù)在3.02～7.07之間.由于牛腿的存在,負向加載過程中,延性系數(shù)普遍低于正向加載值; PTHP2節(jié)點初始有效預應力最小且加載過程中未出現(xiàn)明顯的預應力損失,延性系數(shù)最大; PTHP3節(jié)點預應力損失最大,但其延性系數(shù)仍較高.

表5　延性指標

3.6剛度退化

試件在各個循環(huán)下的割線剛度為[16]

(2)

式中,Pi，-Pi為第i次峰值點正、負方向的荷載;Δi，-Δi為第i次峰值點正、負方向的位移值.

剛度退化快,說明節(jié)點的抗震能力差.如圖9所示,PTHP1，PTHP3節(jié)點的剛度退化曲線較平緩,當樓層位移角達到罕遇地震限值0.02時,割線剛度分別為初始剛度的47.2%，56.2%.PTHP2節(jié)點剛度退化曲線較陡,加載初期剛度下降較快(下降60.8%),節(jié)點屈服之后剛度退化逐漸趨緩,當樓層位移角達到罕遇地震限值0.02時,割線剛度為初始剛度的13.6%;由于其初始剛度較大,樓層位移角超過0.01后其值與PTHP3非常接近.

圖9　PTHP節(jié)點剛度退化曲線

3.7殘余變形

試件的變形恢復能力可用殘余變形率μr表示,即

(3)

式中,Δu為極限變形,取加載的最大梁端位移;Δr為Δu對應的殘余變形.

μr計算結(jié)果見表6.由表可知,各試件的殘余變形率在2.0%～30.1%之間,平均值為10.4%.現(xiàn)澆節(jié)點或裝配整體式節(jié)點達到極限變形時的殘余變形率為45%～64%[17-18],PTHP節(jié)點的殘余變形遠小于前者.與現(xiàn)澆節(jié)點或裝配整體式節(jié)點相比,PTHP節(jié)點的自恢復能力較強,減輕了結(jié)構(gòu)在地震中的損傷,提高了震后結(jié)構(gòu)修復的可能性.

表6　殘余變形率

3.8預應力筋合力

圖10為預應力筋合力P與梁端位移Δ之間的關系曲線,由圖可知,正向和反向的加、卸載曲線不對稱.加載初期預應力的損失很小,隨著荷載不斷增大,當Δ超過35 mm(樓層位移角為0.02)后,預應力的損失明顯增大.加載結(jié)束時,3個節(jié)點的預應力損失分別為5.0%,18.6%和21.3%,PTHP1預應力損失最小.PTHP2,PTHP3的預應力損失明顯大于PTHP1,主要原因是梁柱接觸面灌縫處的纖維砂漿未完全干透,產(chǎn)生壓縮變形所致.在整個加載過程中,3個節(jié)點的預應力筋合力的增量分別為24.5%,62.8%和18.3%,最大值為578.85 kN,預應力筋仍處于彈性狀態(tài).

(a) PTHP1

(b) PTHP2

(c) PTHP3

4　結(jié)論

1) PTHP節(jié)點的構(gòu)件損傷小,震后易修復.預制柱及牛腿在加載過程中幾乎無損傷,預制梁的裂縫集中于節(jié)點區(qū)且在樓層位移角0.02以內(nèi)混凝土未出現(xiàn)大面積的壓潰和鼓曲,角鋼易于更換,上述特點為節(jié)點的修復提供了有利的條件.

2) PTHP節(jié)點的自恢復能力強.由于后張預應力筋通長無粘結(jié),加載過程中始終保持彈性,因此可為節(jié)點提供良好的自恢復能力.

3) PTHP節(jié)點的綜合抗震性能優(yōu)良,適于在地震區(qū)使用.PTHP節(jié)點具有較好的承載力、剛度和耗能能力,與現(xiàn)澆結(jié)構(gòu)相比其變形能力強,殘余變形小.

綜上所述,PTHP節(jié)點具有綜合抗震性能優(yōu)良、震后易修復、適合工業(yè)化生產(chǎn)的特點,因此值得推廣應用.

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Experimental study on seismic behaviors of unboned post-tensioned hybrid precast concrete frame joints

Zhang Chen1,2Zhou Yuling1Cai Xiaoning3Meng Shaoping1

(1Key Laboratory of Concrete and Prestressed Concrete Structures of Ministry of Education, Southeast University, Nanjing 210096, China) (2School of Architecture Engineering, Nantong University, Nantong 226019, China) (3School of Civil Engineering, Huaihai Institute of Technology, Lianyungang 222005, China)

A new type of unboned post-tensioned hybrid precast concrete frame joint(simplified as PTHP) was proposed. To study the seismic behaviors of the PTHP joints, the low cyclic loading tests of the joints were carried out.The failure pattern, hysteresis curves, skeleton curves, energy dissipation capacity, ductile capacity, stiffness degradation curves and residual deformations of the PTHP joints were analyzed. Experimental results show that except the beam end in the connection area, cracks have not been seen on most area of the beam, and there is almost no damage on column and bracket. The destruction of the connection is a typical characteristic of strong column weak beam. The bearing capacity of the joint is higher if the average initial compressive stress on cross section and the initial stiffness of ribbed angle increase, meanwhile the corresponding limit displacement is smaller. The unboned post-tensioned prestressing tendons keep elastic during the loading process, providing excellent self-centering ability. The joints have good bearing capacity, stiffness and energy dissipation capacity, and better deformation and self-centering ability, less residual deformation compared with the cast-in-place structure.

post-tensioned; unboned; hybrid precast; frame joints; seismic bearing capacity

10.3969/j.issn.1001-0505.2016.05.028

2016-01-06.作者簡介: 張晨(1981—)，男，博士生，副教授；孟少平(聯(lián)系人)，男，博士，教授，博士生導師，cardoso_meng@sina.com.

國家自然科學基金資助項目(51508220)、江蘇省青年自然科學基金資助項目( BK20130408).

引用本文: 張晨，周宇凌，蔡小寧,等.后張無粘結(jié)混合裝配式框架節(jié)點抗震性能試驗研究[J].東南大學學報(自然科學版),2016,46(5):1063-1069. DOI:10.3969/j.issn.1001-0505.2016.05.028.