预应力混凝土空心方桩承台节点抗震性能试验研究①

倪国泉，杨 军，2，潘 鹏，2，宋二祥，2

（1．清华大学土木工程系，北京 100084；2．清华大学 土木工程安全与耐久教育部重点实验室，北京 100084）

0 引言

预应力混凝土空心方桩具有生产施工易管理、装载运输便捷、承载性能优良、经济效益高等优势［1］，拥有广阔的工程推广前景。目前国内对于该桩型的研究大多只停留在静力承载范围［2－3］，而对其抗震性能的研究资料较为缺乏，因而现行规范对其工程应用作了较为保守和严格的限值，规定不宜在高抗震设防烈度地区中使用［4－5］。为了研究预应力混凝土空心方桩的抗震性能及其适用条件，需要对该桩型在地震作用下的力学性能进行研究。而在地震中，桩头承台节点处往往受力和变形最大，震害调查也表明此处最易受损。因此本文重点关注此节点抗震性能。本研究参考国外学者对于八角形实心或空心预应力混凝土桩的研究工作［6－7］设计试验，包括6个足尺预应力混凝土空心方桩与承台连接节点的拟静力试验，详细研究此类节点的破坏形式及抗震性能，为该桩型在工程中的应用及桩身和节点抗震性能改进提供试验依据，对预应力混凝土管桩也有参考价值。

1 试验设计

1．1 试件设计

图1 桩身截面示意图Fig．1 Cross section of the pile．

试件均为同一尺寸外方内圆桩，截面边长400 mm，内直径210mm，截面内部在配置8根高强PC钢棒为桩身纵筋，如图1。其中，A型桩纵筋直径为9mm；AB型桩为10．7mm。桩身混凝土为天津中技生产基地所用混凝土，同一批次混凝土标号C60，预留试块7天；150mm×150mm×150mm立方体抗压强度平均值为64．8MPa。考虑到该预制桩的离心生产工艺，其实际桩身混凝土强度分布应和预留试块有所区别。后续对桩身混凝土钻芯取样结果表明，桩身外围混凝土较内部更为密实，强度应高于平均值，而内部则较为松散。这对于桩身纯弯和压弯作用下的极限承载力来说是有利的。桩身预应力钢棒抗拉强度平均值为1 478MPa，钢棒断后伸长率平均值为7．83%。

在地震荷载下，桩承台连接节点主要将上部水平地震荷载传递到桩身，受弯剪作用。这里通过在桩身近承台反弯点处施加往复力来模拟其受力状态。通过对若干不同土层条件中该桩在水平荷载作用下桩身弯矩分布的数值模拟，得到反弯点分布范围，结合实验室设备参数截取桩身长度均为1．96 m。本试验荷载为单向往复加载水平力，故承台简化为一梁式承台，预制桩身脱模养护成型后，连接于桩端。连接处构造按照08SG360《预应力混凝土空心方桩》［5］规范图集中不截桩承台节点构造要求，用四根Φ20螺纹钢筋锚固，填芯部分用C40微膨混凝土填充，并布置钢筋笼（图2）。

图2 连接节点构造Fig．2 Details of pile－cap connection．

表1 试件一览表Table 1 Summary of specimen information

本试验共加工了6个试件，进行4组节点低周反复加载试验，试件规格见表1。其中，HKFZ1为标准试件；HKFZ2和HKFZ3为第一组对比试件，研究轴压对抗震性能的影响，轴压分别选取该桩型在某地质条件下极限承载力［3］的0．5，0．65和0．8倍；HKFZ4为第二组对比试件，研究加载方向的影响；HKFZ5为第三组对比试件，研究嵌固深度的影响；HKFZ6为第四组对比试件，研究桩身纵筋的影响。

1．2 试验加载设备

试验加载设备如图3所示。为便于水平力施加，本试验中试件倒置加载，水平加载高度为离承台1．64m处，水平荷载由水平液压千斤顶施加，轴向液压千斤顶提供竖向压力，顶部摩擦系数经标定小于百分之一。试件底部地梁用压梁和水平千斤顶约束在地面上。

试验中通过千斤顶上的力传感器得到轴力和水平力，在桩侧布置位移计读取位移。

图3 试验加载设备示意图Fig．3 Schematic view of test setup．

1．3 加载制度及量测内容

试验加载制度参照《建筑抗震试验方法规程》（JGJ101－96）［8］，采用力与位移混合加载。在构件屈服前按力控制加载，每级荷载增量50kN。进入屈服后采用位移控制，位移加载幅值按屈服位移的整数倍递增。力控制阶段每级循环1次，位移控制阶段每级循环2次。水平承载力下降为峰值荷载85%以下或轴力难以继续施加时认为破坏。

2 试验结果分析

2．1 宏观破坏分析

试件典型破坏形态如图4（a）所示。主要有以下特点：

（1）HKFZ1、HKFZ2、HKFZ3、HKFZ4屈服位移均发生在1．8～2．4mm之间，HKFZ5和HKFZ6则要略大，接近3mm。各试件加载特征点如表2。

表2 试验加载特征点Table 2 Summary of characteristic values

（2）由于预应力的存在，加载过程中各试件开裂均发生在屈服之后，开裂模式均为先横向裂缝后竖向裂缝。

（3）整体破坏形态为桩身近节点区塑性铰破坏，各试件在现有受力环境下均没有发生锚固钢筋被拔出，后浇连接处分离的破坏形式。HKFZ5嵌固深度为50mm，同样发生了桩身压弯破坏。

（4）试件为小偏心受压，其最终破坏形式为侧向高强混凝土压裂，破坏区域最终发展高度为两倍桩径左右，较非预应力钢混竖向构件要高。但由于预应力的存在，试件屈服由受拉侧钢筋屈服引起。

（5）破坏阶段，试件截面损伤，轴向承载力骤减，破坏时均出现了螺旋箍崩断，纵筋压曲外鼓，轴向荷载无法维持，破坏局部如图4（b）所示。

图4 试件典型破坏模式Fig．4 Typical failure patterns．

破坏阶段构件轴向承载力的减小使得节点区截面抗弯承载力降低，因而构件水平回复力也出现了骤降。试件最终破坏由单侧混凝土压碎引起，最终破坏阶段受拉侧钢筋应变增量不大，整体构件变形没有较大变化。

2．2 滞回曲线分析

滞回曲线是在低周往复荷载作用下，构件恢复力和变形之间的关系，能综合反映往复荷载作用下构件的特征参数、性能变化和耗能能力。试验中记录两类滞回曲线，第一类为荷载－位移滞回曲线，记录往复荷载作用下顶部反力和位移之间关系如图5；第二类为弯矩－位移角滞回曲线，记录节点处所受弯矩和节点变形之间的关系，如图6。其中弯矩－位移角滞回曲线考虑轴压作用下的二阶效应，较第一类滞回曲线更满足连接部位抗震性能分析需要。

由图6可知：

（1）进入位移控制加载阶段后，受压侧桩身纵筋已进入屈服阶段，加载时节点刚度不断退化，受压侧纵向裂缝的发展更加剧了这一情况。

（2）位移控制加载端卸载刚度也同样小于弹性阶段，但其减小幅度叫加载刚度要小。

图5 荷载－位移滞回曲线Fig．5 Hysteretic curves of load and deformation．

图6 弯矩－位移角滞回曲线Fig．6 Hysteretic curves of bending moment and drifting angle．

（3）各试件的滞回曲线均存在一定的捏缩现象，但这一现象主要集中屈服阶段附近，在加载后期有所缓解。

（4）在第一组对比中，高轴压HKFZ2滞回环成“弓形”，其耗能性能不如HKFZ1，而HKFZ3单圈滞回面积则要大于HKFZ1。第二、三、四组对比中，HKFZ4、HKFZ5、HKFZ6滞回环均较 HKFZ1要饱满，整体耗能能力优于标准试件。

2．3 骨架曲线分析

取弯矩－位移角滞回曲线各级循环加载峰值绘制成骨架曲线，如图7。由骨架曲线可知：

图7 骨架曲线对比分析Fig．7 Comparison of envelope curves．

（1）轴压越大，节点弯矩峰值越大，但峰值对应的变形越小，越早进入承载力下降阶段，而且变形能力越小，加载极限位移也小。而轴压小的构件则有较大变性能力，但弯矩峰值要小得多。本试验中，HKFZ2峰值弯矩较HKFZ1增加了11．6%，但其极限加载幅值（顶部位移）则减小了29．56%，HKFZ3峰值弯矩降低了12．13%，但其极限位移则增加了29．88%，而且弯矩下降段非常平缓。

（2）对角线加载情况下，节点弯矩峰值要比正向加载小7．45%，从静力加载角度来说是不利的，但其变形能力有所增加，极限位移增加了36．89%。

（3）嵌固深度较小的构件5节点抗弯承载力极限较HKFZ1减小17．33%，但其极限位移增加了51%，而且承载力下降过程中出现了较长的平滑段，变形能力加强较多。

（4）将桩身PC钢棒直径从10．7mm减小至9 mm后，节点弯矩极限承载力减小了8．65%，而极限位移则增加了26．69%。

2．4 刚度退化

文献［8］建议用割线刚度Ki的衰减来评估构件的刚度退化，各级荷载下的割线刚度按下式计算：

其中，＋Fi和－Fi分别为第i级加载循环的峰值荷载，对应为本试验中的节点弯矩；＋Xi和－Xi则为对应的峰值荷载时变形，对应为本试验中的位移角。各试件刚度退化情况如图8所示。由图可知，各试件初始加载刚度略有差异，但随着加载进行，变形增大，割线刚度逐步接近，且整体规律趋于一致，因此试验中的四个控制变量对节点刚度退化过程影响不大。

图8 构件刚度退化Fig．8 Stiffness degradation．

2．5 能耗分析

分别对极限弯矩和极限位移角所在滞回环进行耗能分析，见表3。其中，滞回环截取和总能耗Wt的计算均从控制位移为零开始，经过一个完整的加载循环结束。认为试验中轴向承载力降低超过设计值5%时构件达到极限位移，对应耗能评估选取其上一加载循环。

图9 示意滞回环Fig．9 Hysteretic curve ring of load－displacement．

由表可知：（1）各试件极限状态下等效粘滞阻尼系数在0．255～0．357之间，破坏状态下的等效粘滞阻尼系数在0．401～0．559之间；（2）轴压越大，对应承载力极限和破坏状态下滞回总耗能Wt越小；（3）对角线方向加载下，承载力极限和破坏状态下构件耗能能力均要强于正截面加载；（4）减小节点处嵌固深度后，节点更晚达到极限承载力，对应状态下构件的耗能性能有所增强，但破坏状态下构件等效阻尼系数则减小了。

表3 试件耗能指标Table 3 Energy dissipation coefficients of specimens

3 结论

（1）对于 HKFZ400（210）桩型来说，在1 700 kN及以上的轴压作用下主要的破坏模式为近节点区桩身压弯破坏，破坏性质均为小偏心脆性破坏。

（2）轴向荷载增大使得预应力混凝土空心方桩承台节点极限抗弯承载力增强，却削弱其变形能力。在1 700kN轴压作用下节点才表现出了较好的变形能力。

（3）对角线加载方向是构件的静力弱方向，其极限承载力略低于正截面加载，但却产生更大的变形能力，利于抗震。

（4）在50mm嵌固深度条件下，节点区没有发生锚固失效，反而表现出了更大的变形能力，但在破坏状态下的等效粘滞阻尼系数有所降低。

（5）将桩身PC钢棒直径减小后，节点静力性能有所降低，但变形能力增强。实际工程应用中可以考虑将部分预应力PC钢棒替换为强度较低但延性更好的非预应力筋。

（6）预应力混凝土空心方桩节点滞回性能受轴向荷载影响最大，在30 00kN轴压作用下节点变形能力显著降低。工程中考虑抗震要求需要设置更大的安全系数。

致谢：上海中技桩业股份有限公司张厚禅、杨末丽和梁军起对本项试验工作亦有贡献。

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