預(yù)應(yīng)力混凝土空心方樁承臺節(jié)點抗震性能試驗研究①

倪國泉，楊 軍，2，潘 鵬，2，宋二祥，2

（1．清華大學(xué)土木工程系，北京 100084；2．清華大學(xué) 土木工程安全與耐久教育部重點實驗室，北京 100084）

0 引言

預(yù)應(yīng)力混凝土空心方樁具有生產(chǎn)施工易管理、裝載運輸便捷、承載性能優(yōu)良、經(jīng)濟效益高等優(yōu)勢［1］，擁有廣闊的工程推廣前景。目前國內(nèi)對于該樁型的研究大多只停留在靜力承載范圍［2－3］，而對其抗震性能的研究資料較為缺乏，因而現(xiàn)行規(guī)范對其工程應(yīng)用作了較為保守和嚴(yán)格的限值，規(guī)定不宜在高抗震設(shè)防烈度地區(qū)中使用［4－5］。為了研究預(yù)應(yīng)力混凝土空心方樁的抗震性能及其適用條件，需要對該樁型在地震作用下的力學(xué)性能進(jìn)行研究。而在地震中，樁頭承臺節(jié)點處往往受力和變形最大，震害調(diào)查也表明此處最易受損。因此本文重點關(guān)注此節(jié)點抗震性能。本研究參考國外學(xué)者對于八角形實心或空心預(yù)應(yīng)力混凝土樁的研究工作［6－7］設(shè)計試驗，包括6個足尺預(yù)應(yīng)力混凝土空心方樁與承臺連接節(jié)點的擬靜力試驗，詳細(xì)研究此類節(jié)點的破壞形式及抗震性能，為該樁型在工程中的應(yīng)用及樁身和節(jié)點抗震性能改進(jìn)提供試驗依據(jù)，對預(yù)應(yīng)力混凝土管樁也有參考價值。

1 試驗設(shè)計

1．1 試件設(shè)計

圖1 樁身截面示意圖Fig．1 Cross section of the pile．

試件均為同一尺寸外方內(nèi)圓樁，截面邊長400 mm，內(nèi)直徑210mm，截面內(nèi)部在配置8根高強PC鋼棒為樁身縱筋，如圖1。其中，A型樁縱筋直徑為9mm；AB型樁為10．7mm。樁身混凝土為天津中技生產(chǎn)基地所用混凝土，同一批次混凝土標(biāo)號C60，預(yù)留試塊7天；150mm×150mm×150mm立方體抗壓強度平均值為64．8MPa?？紤]到該預(yù)制樁的離心生產(chǎn)工藝，其實際樁身混凝土強度分布應(yīng)和預(yù)留試塊有所區(qū)別。后續(xù)對樁身混凝土鉆芯取樣結(jié)果表明，樁身外圍混凝土較內(nèi)部更為密實，強度應(yīng)高于平均值，而內(nèi)部則較為松散。這對于樁身純彎和壓彎作用下的極限承載力來說是有利的。樁身預(yù)應(yīng)力鋼棒抗拉強度平均值為1 478MPa，鋼棒斷后伸長率平均值為7．83%。

在地震荷載下，樁承臺連接節(jié)點主要將上部水平地震荷載傳遞到樁身，受彎剪作用。這里通過在樁身近承臺反彎點處施加往復(fù)力來模擬其受力狀態(tài)。通過對若干不同土層條件中該樁在水平荷載作用下樁身彎矩分布的數(shù)值模擬，得到反彎點分布范圍，結(jié)合實驗室設(shè)備參數(shù)截取樁身長度均為1．96 m。本試驗荷載為單向往復(fù)加載水平力，故承臺簡化為一梁式承臺，預(yù)制樁身脫模養(yǎng)護成型后，連接于樁端。連接處構(gòu)造按照08SG360《預(yù)應(yīng)力混凝土空心方樁》［5］規(guī)范圖集中不截樁承臺節(jié)點構(gòu)造要求，用四根Φ20螺紋鋼筋錨固，填芯部分用C40微膨混凝土填充，并布置鋼筋籠（圖2）。

圖2 連接節(jié)點構(gòu)造Fig．2 Details of pile－cap connection．

表1 試件一覽表Table 1 Summary of specimen information

本試驗共加工了6個試件，進(jìn)行4組節(jié)點低周反復(fù)加載試驗，試件規(guī)格見表1。其中，HKFZ1為標(biāo)準(zhǔn)試件；HKFZ2和HKFZ3為第一組對比試件，研究軸壓對抗震性能的影響，軸壓分別選取該樁型在某地質(zhì)條件下極限承載力［3］的0．5，0．65和0．8倍；HKFZ4為第二組對比試件，研究加載方向的影響；HKFZ5為第三組對比試件，研究嵌固深度的影響；HKFZ6為第四組對比試件，研究樁身縱筋的影響。

1．2 試驗加載設(shè)備

試驗加載設(shè)備如圖3所示。為便于水平力施加，本試驗中試件倒置加載，水平加載高度為離承臺1．64m處，水平荷載由水平液壓千斤頂施加，軸向液壓千斤頂提供豎向壓力，頂部摩擦系數(shù)經(jīng)標(biāo)定小于百分之一。試件底部地梁用壓梁和水平千斤頂約束在地面上。

試驗中通過千斤頂上的力傳感器得到軸力和水平力，在樁側(cè)布置位移計讀取位移。

圖3 試驗加載設(shè)備示意圖Fig．3 Schematic view of test setup．

1．3 加載制度及量測內(nèi)容

試驗加載制度參照《建筑抗震試驗方法規(guī)程》（JGJ101－96）［8］，采用力與位移混合加載。在構(gòu)件屈服前按力控制加載，每級荷載增量50kN。進(jìn)入屈服后采用位移控制，位移加載幅值按屈服位移的整數(shù)倍遞增。力控制階段每級循環(huán)1次，位移控制階段每級循環(huán)2次。水平承載力下降為峰值荷載85%以下或軸力難以繼續(xù)施加時認(rèn)為破壞。

2 試驗結(jié)果分析

2．1 宏觀破壞分析

試件典型破壞形態(tài)如圖4（a）所示。主要有以下特點：

（1）HKFZ1、HKFZ2、HKFZ3、HKFZ4屈服位移均發(fā)生在1．8～2．4mm之間，HKFZ5和HKFZ6則要略大，接近3mm。各試件加載特征點如表2。

表2 試驗加載特征點Table 2 Summary of characteristic values

（2）由于預(yù)應(yīng)力的存在，加載過程中各試件開裂均發(fā)生在屈服之后，開裂模式均為先橫向裂縫后豎向裂縫。

（3）整體破壞形態(tài)為樁身近節(jié)點區(qū)塑性鉸破壞，各試件在現(xiàn)有受力環(huán)境下均沒有發(fā)生錨固鋼筋被拔出，后澆連接處分離的破壞形式。HKFZ5嵌固深度為50mm，同樣發(fā)生了樁身壓彎破壞。

（4）試件為小偏心受壓，其最終破壞形式為側(cè)向高強混凝土壓裂，破壞區(qū)域最終發(fā)展高度為兩倍樁徑左右，較非預(yù)應(yīng)力鋼混豎向構(gòu)件要高。但由于預(yù)應(yīng)力的存在，試件屈服由受拉側(cè)鋼筋屈服引起。

（5）破壞階段，試件截面損傷，軸向承載力驟減，破壞時均出現(xiàn)了螺旋箍崩斷，縱筋壓曲外鼓，軸向荷載無法維持，破壞局部如圖4（b）所示。

圖4 試件典型破壞模式Fig．4 Typical failure patterns．

破壞階段構(gòu)件軸向承載力的減小使得節(jié)點區(qū)截面抗彎承載力降低，因而構(gòu)件水平回復(fù)力也出現(xiàn)了驟降。試件最終破壞由單側(cè)混凝土壓碎引起，最終破壞階段受拉側(cè)鋼筋應(yīng)變增量不大，整體構(gòu)件變形沒有較大變化。

2．2 滯回曲線分析

滯回曲線是在低周往復(fù)荷載作用下，構(gòu)件恢復(fù)力和變形之間的關(guān)系，能綜合反映往復(fù)荷載作用下構(gòu)件的特征參數(shù)、性能變化和耗能能力。試驗中記錄兩類滯回曲線，第一類為荷載－位移滯回曲線，記錄往復(fù)荷載作用下頂部反力和位移之間關(guān)系如圖5；第二類為彎矩－位移角滯回曲線，記錄節(jié)點處所受彎矩和節(jié)點變形之間的關(guān)系，如圖6。其中彎矩－位移角滯回曲線考慮軸壓作用下的二階效應(yīng)，較第一類滯回曲線更滿足連接部位抗震性能分析需要。

由圖6可知：

（1）進(jìn)入位移控制加載階段后，受壓側(cè)樁身縱筋已進(jìn)入屈服階段，加載時節(jié)點剛度不斷退化，受壓側(cè)縱向裂縫的發(fā)展更加劇了這一情況。

（2）位移控制加載端卸載剛度也同樣小于彈性階段，但其減小幅度叫加載剛度要小。

圖5 荷載－位移滯回曲線Fig．5 Hysteretic curves of load and deformation．

圖6 彎矩－位移角滯回曲線Fig．6 Hysteretic curves of bending moment and drifting angle．

（3）各試件的滯回曲線均存在一定的捏縮現(xiàn)象，但這一現(xiàn)象主要集中屈服階段附近，在加載后期有所緩解。

（4）在第一組對比中，高軸壓HKFZ2滯回環(huán)成“弓形”，其耗能性能不如HKFZ1，而HKFZ3單圈滯回面積則要大于HKFZ1。第二、三、四組對比中，HKFZ4、HKFZ5、HKFZ6滯回環(huán)均較 HKFZ1要飽滿，整體耗能能力優(yōu)于標(biāo)準(zhǔn)試件。

2．3 骨架曲線分析

取彎矩－位移角滯回曲線各級循環(huán)加載峰值繪制成骨架曲線，如圖7。由骨架曲線可知：

圖7 骨架曲線對比分析Fig．7 Comparison of envelope curves．

（1）軸壓越大，節(jié)點彎矩峰值越大，但峰值對應(yīng)的變形越小，越早進(jìn)入承載力下降階段，而且變形能力越小，加載極限位移也小。而軸壓小的構(gòu)件則有較大變性能力，但彎矩峰值要小得多。本試驗中，HKFZ2峰值彎矩較HKFZ1增加了11．6%，但其極限加載幅值（頂部位移）則減小了29．56%，HKFZ3峰值彎矩降低了12．13%，但其極限位移則增加了29．88%，而且彎矩下降段非常平緩。

（2）對角線加載情況下，節(jié)點彎矩峰值要比正向加載小7．45%，從靜力加載角度來說是不利的，但其變形能力有所增加，極限位移增加了36．89%。

（3）嵌固深度較小的構(gòu)件5節(jié)點抗彎承載力極限較HKFZ1減小17．33%，但其極限位移增加了51%，而且承載力下降過程中出現(xiàn)了較長的平滑段，變形能力加強較多。

（4）將樁身PC鋼棒直徑從10．7mm減小至9 mm后，節(jié)點彎矩極限承載力減小了8．65%，而極限位移則增加了26．69%。

2．4 剛度退化

文獻(xiàn)［8］建議用割線剛度Ki的衰減來評估構(gòu)件的剛度退化，各級荷載下的割線剛度按下式計算：

其中，＋Fi和－Fi分別為第i級加載循環(huán)的峰值荷載，對應(yīng)為本試驗中的節(jié)點彎矩；＋Xi和－Xi則為對應(yīng)的峰值荷載時變形，對應(yīng)為本試驗中的位移角。各試件剛度退化情況如圖8所示。由圖可知，各試件初始加載剛度略有差異，但隨著加載進(jìn)行，變形增大，割線剛度逐步接近，且整體規(guī)律趨于一致，因此試驗中的四個控制變量對節(jié)點剛度退化過程影響不大。

圖8 構(gòu)件剛度退化Fig．8 Stiffness degradation．

2．5 能耗分析

分別對極限彎矩和極限位移角所在滯回環(huán)進(jìn)行耗能分析，見表3。其中，滯回環(huán)截取和總能耗Wt的計算均從控制位移為零開始，經(jīng)過一個完整的加載循環(huán)結(jié)束。認(rèn)為試驗中軸向承載力降低超過設(shè)計值5%時構(gòu)件達(dá)到極限位移，對應(yīng)耗能評估選取其上一加載循環(huán)。

圖9 示意滯回環(huán)Fig．9 Hysteretic curve ring of load－displacement．

由表可知：（1）各試件極限狀態(tài)下等效粘滯阻尼系數(shù)在0．255～0．357之間，破壞狀態(tài)下的等效粘滯阻尼系數(shù)在0．401～0．559之間；（2）軸壓越大，對應(yīng)承載力極限和破壞狀態(tài)下滯回總耗能Wt越?。唬?）對角線方向加載下，承載力極限和破壞狀態(tài)下構(gòu)件耗能能力均要強于正截面加載；（4）減小節(jié)點處嵌固深度后，節(jié)點更晚達(dá)到極限承載力，對應(yīng)狀態(tài)下構(gòu)件的耗能性能有所增強，但破壞狀態(tài)下構(gòu)件等效阻尼系數(shù)則減小了。

表3 試件耗能指標(biāo)Table 3 Energy dissipation coefficients of specimens

3 結(jié)論

（1）對于 HKFZ400（210）樁型來說，在1 700 kN及以上的軸壓作用下主要的破壞模式為近節(jié)點區(qū)樁身壓彎破壞，破壞性質(zhì)均為小偏心脆性破壞。

（2）軸向荷載增大使得預(yù)應(yīng)力混凝土空心方樁承臺節(jié)點極限抗彎承載力增強，卻削弱其變形能力。在1 700kN軸壓作用下節(jié)點才表現(xiàn)出了較好的變形能力。

（3）對角線加載方向是構(gòu)件的靜力弱方向，其極限承載力略低于正截面加載，但卻產(chǎn)生更大的變形能力，利于抗震。

（4）在50mm嵌固深度條件下，節(jié)點區(qū)沒有發(fā)生錨固失效，反而表現(xiàn)出了更大的變形能力，但在破壞狀態(tài)下的等效粘滯阻尼系數(shù)有所降低。

（5）將樁身PC鋼棒直徑減小后，節(jié)點靜力性能有所降低，但變形能力增強。實際工程應(yīng)用中可以考慮將部分預(yù)應(yīng)力PC鋼棒替換為強度較低但延性更好的非預(yù)應(yīng)力筋。

（6）預(yù)應(yīng)力混凝土空心方樁節(jié)點滯回性能受軸向荷載影響最大，在30 00kN軸壓作用下節(jié)點變形能力顯著降低。工程中考慮抗震要求需要設(shè)置更大的安全系數(shù)。

致謝：上海中技樁業(yè)股份有限公司張厚禪、楊末麗和梁軍起對本項試驗工作亦有貢獻(xiàn)。

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