胡偉強,陳曉磊,姜波,張萍,傅劍平,楊溥

(1. 重慶大學(xué) 山地城鎮(zhèn)建設(shè)與新技術(shù)教育部重點實驗室；土木工程學(xué)院，重慶 400045；2. 中國建筑科學(xué)研究院，北京 100013；3. 中建三局成都公司，成都 610041)

預(yù)制裝配式結(jié)構(gòu)具有施工速度快、產(chǎn)品質(zhì)量有保證、環(huán)境效益顯著等優(yōu)點，已經(jīng)作為一種主要的結(jié)構(gòu)形式在許多發(fā)達國家大量應(yīng)用[1-2]。Riva[3]的研究結(jié)果表明，采用漿錨連接柱，導(dǎo)致其承載力下降更快，耗能能力更弱。文獻[4-6]的研究結(jié)果表明，按照文獻的中連接方式，預(yù)制柱與現(xiàn)澆柱在承載力、位移延性和耗能能力等方面接近。文獻[7-9]中的結(jié)果顯示，套筒灌漿連接預(yù)制柱的底端因套筒而形成剛域，使得破壞區(qū)域上移。Nicola等[10]的研究表明，在結(jié)合面設(shè)置鋼管混凝土抗剪鍵后，預(yù)制柱與現(xiàn)澆柱的破壞位置有較大差異，且其承載力、位移延性和耗能能力較現(xiàn)澆柱更佳。

目前，預(yù)制柱的連接主要以濕式連接為主，對于干式連接這一類對環(huán)境不利影響小、施工速度快的連接形式研究較少。其次，預(yù)制柱的焊接連接大多采用將鋼筋焊接在鋼板之上，然后再連接鋼板，這種直接對鋼筋進行焊接的形式往往會增加鋼筋熱影響區(qū)脆斷的可能，存在安全隱患。此外，對于目前工程中采用較為廣泛的鋼筋灌漿套筒連接方式，文獻[11-13]的研究表明，對軸壓比較小的預(yù)制柱，其結(jié)合面易發(fā)生水平錯動，使得試件滯回曲線捏縮嚴重，抗震性能降低。因此，灌漿套筒連接預(yù)制柱的連接區(qū)如何提高接縫面的抗剪剛度仍需進一步研究。

結(jié)合以上問題，通過2個鋼連接件連接、3個改進鋼筋灌漿套筒連接柱的低周反復(fù)加載試驗，對配置600 MPa縱筋和箍筋的預(yù)制鋼筋混凝土柱連接區(qū)的破壞形態(tài)、滯回曲線、骨架曲線、位移延性、耗能能力等進行了研究，并分析了連接形式、軸壓比、縱筋直徑等參數(shù)對連接區(qū)抗震性能的影響，為改進裝配式柱的連接形式提供參考。

1 試驗概況

1.1 試件設(shè)計與制作

試驗設(shè)計了2個鋼連接件連接(Z-1、Z-2)和3個半灌漿套筒連接(Z-3～Z-5)預(yù)制鋼筋混凝土柱，除試件Z-5部分縱筋采用HRB500級鋼筋外，其余試件縱筋和箍筋均采用HRB600級鋼筋?？紤]到工程實際，將試件主要軸壓比定為0.25，為工程中常用的中等偏高軸壓比。

采用鋼連接件連接的試件中，水平鋼板采用Q345鋼，豎向鋼板采用Q235鋼，其主要區(qū)別在于，試件Z-1先將可焊接的套筒焊接在鋼連接件的水平底板上，再將鋼筋一端加工螺紋，將帶螺紋一端的鋼筋擰入套筒中，形成預(yù)制柱縱筋與鋼連接件的連接(圖1(b))，然后將兩段帶有連接件的柱進行組裝，經(jīng)焊接形成連接后的柱子，而試件Z-2則先在鋼連接件水平底板上開出固定鋼筋位置的圓洞，然后將鋼筋一端加工螺紋，穿過該孔洞，并用螺帽將鋼筋固定在連接件的底板上(圖1(c))。此外，試件Z-1的抗剪加勁肋比試件Z-2的長(圖1)。

采用半灌漿套筒連接的試件中，均在柱裝配結(jié)合面的正中位置設(shè)置方鋼管混凝土抗剪榫頭，鋼管壁厚為3 mm，上、下柱方鋼管截面寬度分別為80 mm、100 mm，上柱鋼管預(yù)埋入混凝土的深度為180 mm，裝配時榫頭插入下柱鋼管150 mm(下柱榫坑深度為180 mm)，鋼筋套筒內(nèi)及裝配結(jié)合面采用高強灌漿料填充密實，形成連接后的柱子。其主要區(qū)別在于試件Z-4軸壓比較低為0.1與試件Z-3形成對比，試件Z-5的縱筋采取粗鋼筋連接方案，通過等強代換原則，連接處以3D25替代原來柱中的4D20(D表示HRB600級鋼筋)，與試件Z-3形成對比。

此外，鋼連接件連接試件(Z-1、Z-2)的連接結(jié)合面距柱底為400 mm，而半灌漿套筒連接試件(Z-3～Z-5)的連接結(jié)合面距柱底為200 mm。試件設(shè)計參數(shù)見表1，尺寸和構(gòu)造配筋見圖1。圖1中Z-2～Z-5試件的立面圖除連接部位不同外，其他與試件Z-1相同。鋼筋及鋼板的物理力學(xué)性能實測值詳見表2。

試件編號連接形式截面尺寸fcu/MPa縱筋上柱縱筋下柱縱筋箍筋試驗軸壓比Z-1鋼連接件連接400 mm×400 mm34.712D2018D20D8@50/1000.25Z-2鋼連接件連接400 mm×400 mm36.012D2018D20D8@50/1000.25Z-3半灌漿套筒連接400 mm×400 mm32.612D2018D20D8@50/1000.25Z-4半灌漿套筒連接400 mm×400 mm37.012D2018D20D8@50/1000.1Z-5半灌漿套筒連接400 mm×400 mm33.612D2010D20+6D25D8@50/1000.25

注：fcu為與試件同條件養(yǎng)護的邊長為150 mm的3塊立方體試塊抗壓強度平均值；fc=0.76fcu；高強灌漿料預(yù)留6個40 mm×40 mm×160 mm的棱柱體試塊，試驗當(dāng)天測得其抗壓強度為111.9 MPa。

表2 鋼材的物理力學(xué)性能Table 2 Mechanical properties of reinforcing steel

注：t表示鋼板的厚度。

1.2 加載裝置及加載制度

試驗采用將試件平躺在水平平衡框內(nèi)進行低周反復(fù)加載，加載裝置如圖2所示。

圖2 試驗裝置圖

試件豎向作動器對中后，首先分3級將豎向荷載施加到預(yù)定軸力，并在整個試驗過程中保持恒定。水平加載全程采用位移控制加載，以1/400作為加載初始位移值，每次施加位移值為上次位移值的1.2～1.5倍[14]，每級加載循環(huán)2次，直至試件承載力下降到最大承載力的85%左右或試件破壞時停止試驗。

1.3 測點布置及測量

柱頂軸力與柱懸臂端水平荷載分別通過兩個力傳感器測得，柱懸臂端水平位移采用拉線式位移計測量，該位移值同時也作為加載的控制條件。鋼連接件連接試件以試件Z-1為例，半灌漿套筒連接試件以Z-3試件為例，箍筋和縱筋應(yīng)變片布置如圖3所示。其余試件應(yīng)變片的布置與圖3類似。

圖3 應(yīng)變片布置示意圖Fig.3 Schematic diagram of strain gauge

2 試驗結(jié)果及分析

2.1 破壞過程及破壞形態(tài)

裝配式柱破壞區(qū)域均發(fā)生在連接區(qū)，最終破壞模式均為彎曲破壞(圖4)。試件加載初期，各試件均在柱底出現(xiàn)受彎裂縫。隨著荷載的增加，水平裂縫數(shù)量增多并伴有斜向發(fā)展，原有裂縫增寬。加載至峰值荷載時(即±1/50左右)，下柱鋼連接件與混凝土連接部位破壞較為嚴重，該處混凝土出現(xiàn)壓碎后鼓出現(xiàn)象，下柱最底端混凝土也出現(xiàn)壓碎現(xiàn)象；與試件Z-1相比，試件Z-2整個破壞區(qū)域較集中在連接部位，裂縫多為交界面處因受壓產(chǎn)生的豎向裂縫，試件最終破壞為交界面處混凝土壓碎，鋼連接件與混凝土結(jié)合面處明顯脫離，有較大間隙。這可能是該截面受力縱筋保護層過厚，且水平鋼板上的加勁肋過短，未能將混凝土與鋼連接件連為整體；與Z-1試件相比,Z-3、Z-4和Z-5試件的破壞區(qū)為灌漿料交界面的灌漿料被壓碎，伴有豎向裂縫產(chǎn)生，從加載方向能夠明顯看到交界面處灌漿料與下柱分離。各試件最終破壞形態(tài)詳見圖4所示。

圖4 各試件的破壞形態(tài)Fig.4 Failure patterns of

2.2 柱頂水平荷載-水平位移滯回曲線

各試件柱頂荷載-位移滯回曲線如圖5所示。由圖5可知：

1)各試件加載前期(位移角小于等于1/100時)，滯回環(huán)狹窄而細長且殘余變形較小，包圍的面積較小，耗能少，曲線的斜率變化不大，同一加載位移下的兩次滯回環(huán)基本重疊；后續(xù)加載中，曲線的斜率逐漸減小，殘余變形增大，隨著位移角的加大，滯回環(huán)面積增大，耗能增加，相同加載位移下兩次循環(huán)對應(yīng)滯回環(huán)偏差加大。

2)鋼連接件連接試件Z-1的滯回曲線呈梭形，而試件Z-2滯回環(huán)由開始的梭形逐漸演變?yōu)樽兂勺詈蟮腪形，表明試件Z-2后期在結(jié)合面處存在較大滑移，試件整體性較差，與試驗現(xiàn)象相吻合。

3)試件Z-1與試件Z-3的滯回曲線形狀相似，滯回環(huán)都比較飽滿，表現(xiàn)出良好的塑性變形和耗能能力，說明兩種連接方式具有相近的抗震性能。

4)試件Z-3與試件Z-4的滯回曲線在到達水平承載力峰值前相似，峰值過后，高軸壓比試件Z-3的承載力下降較低軸壓比試件Z-4更快。

5)連接區(qū)采用大直徑縱筋的試件Z-5比試件Z-3的滯回環(huán)更加飽滿，卸載后殘余變形更大，表明該試件混凝土損傷更加嚴重。

圖5 各試件的荷載-位移滯回曲線及骨架曲線Fig.5 Load-displacement hysteretic loops and skeleton curves of

2.3 骨架曲線

各試件的荷載-位移骨架曲線如圖5所示。采用能量等值法確定試件的屈服位移，并取骨架曲線上荷載下降至峰值荷載85%時為極限荷載，相應(yīng)的位移為極限位移。將各試件正負向的屈服荷載、峰值荷載、極限荷載等特征點取均值后的試驗結(jié)果列于表3。由圖5和表3可知：

1)與試件Z-1相比，試件Z-2的剛度和承載力均有較大幅度的降低，但試件Z-2的骨架曲線下降段更加平緩。這是由于試件Z-2水平鋼板上的抗剪加勁肋相對較短，試驗過程中水平鋼板與混凝土出現(xiàn)明顯脫離，連接區(qū)出現(xiàn)滑移錯動所致。

2)加載前期試件Z-1與試件Z-3的骨架線基本重合，剛度基本相同；半灌漿套筒連接試件的承載力稍低，但其下降段更加平緩，延性較好。

表3 試件特征點試驗結(jié)果Table 3 Experimental results of specimens at characteristic point

注：Py、Δy分別為屈服荷載和屈服位移，屈服點通過能量等值法確定；Pm、Δm分別為峰值荷載和峰值位移；Pu、Δu分別為極限荷載和極限位移；θu為極限位移角，θu=Δu/l；μΔ為位移延性系數(shù)，μΔ=Δu/Δy。

3)試件Z-3與試件Z-4同為半灌漿套筒連接試件，軸壓比較大的試件Z-3的承載力要高于試件Z-4，但其特征點處的位移均小于軸壓比較小的試件。說明軸壓比的增大可以提高試件承載力，但對試件的延性造成不利影響。

4)在到達峰值荷載前采用大直徑縱筋連接的試件Z-5骨架曲線與試件Z-3基本重合，但其下降段相對較陡，各特征點的位移值均小于Z-3試件，變形能力較差。這是因為采用大直徑縱筋以后，縱筋間距加大，在配箍相同的情況下，后期對連接區(qū)芯部混凝土的約束效果變差，混凝土損傷較為嚴重。

2.4 位移延性

各試件位移延性系數(shù)和極限位移角的計算結(jié)果見表3。由表3可知：

1)試件Z-1與試件Z-2相比，第2種鋼連接件連接方式的位移延性系數(shù)稍大，兩者的極限位移角相當(dāng)，說明兩種干連接方式的變形能力相當(dāng)。

2)半灌漿套筒連接試件Z-3的位移延性系數(shù)和極限位移角均比鋼連接件試件Z-1稍大，表明半灌漿套筒連接試件變形能力稍好。

3)軸壓比較大的試件Z-3的位移延性系數(shù)和極限位移角均比軸壓比較小的試件Z-4要小，變形能力相對較差。

4)連接區(qū)采用大直徑縱筋連接的試件Z-5的位移延性系數(shù)和極限位移角均比試件Z-3要小，變形能力相對較差。

2.5 剛度退化

以割線剛度K來反映試件的剛度退化情況，其中第i級的割線剛度為Ki=Pi/Δi，Pi和Δi分別為第i級加載時的峰值荷載及其對應(yīng)的位移[15]。各試件的剛度退化曲線如圖6所示，由圖可知：

圖6 各試件的剛度退化曲線Fig.6 Stiffness degradation curves of

1)所有預(yù)制試件在位移加載較小時，剛度較大，隨著位移加載的增大試件剛度逐漸減小，在加載初期剛度迅速下降，隨著加載的繼續(xù)，特別是在峰值荷載過后，試件剛度退化速率逐漸變緩。

2)試件Z-1整個加載過程的剛度均大于試件Z-2。這是由于試件Z-2水平鋼板上的抗剪加勁肋相對較短，連接區(qū)出現(xiàn)滑移錯動，削弱了試件Z-2的剛度。

3)試件Z-1與試件Z-3的剛度退化速率接近，但試件Z-1的剛度略大于試件Z-3。

4)高軸壓比試件Z-3的初始剛度比低軸壓比試件Z-4要大，但試件屈服后，其剛度退化較快。主要由于屈服后，在相同的柱頂位移下，軸壓比越高，試件破壞越嚴重，剛度退化越快。

5)試件Z-3與試件Z-5在加載初期，剛度退化規(guī)律一致，加載后期，采用大直徑縱筋連接的試件Z-5剛度退化較快。這與骨架曲線中后者下降段較陡相一致。

2.6 耗能能力

采用等效粘滯阻尼系數(shù)he作為試件的耗能指標(biāo)。取各試件每個加載步第一圈滯回環(huán)，計算出相應(yīng)的等效粘滯阻尼系數(shù)并繪于圖7中，由圖7可知：

1)試件Z-1各加載階段下的耗能均大于試件Z-2。這與試件Z-1的滯回環(huán)飽滿無捏縮，而試件Z-2的滯回環(huán)呈Z形，捏縮嚴重相吻合。

2)加載初期，試件Z-1與試件Z-3的耗能略有差異，后期基本重合，表明兩試件的耗能性能基本相同。

3)軸壓比較大的試件Z-3，其各加載階段下的耗能均比軸壓比較小的試件Z-4要大。這是由于軸壓比越大，混凝土的損傷越嚴重，累積耗散的能量越多。

4)采用大直徑縱筋連接的試件Z-5，其各加載階段下的耗能均比試件Z-3大。這與滯回曲線中試件Z-5的滯回環(huán)更加飽滿，試件損傷更為嚴重相一致。

圖7 各試件he-Δ圖

2.7 鋼筋應(yīng)變

2.7.1 縱筋應(yīng)變 各預(yù)制試件縱筋測點的應(yīng)變隨試件位移角變化如圖8所示，下柱縱筋應(yīng)變?nèi)y點ZX-1和ZX-2中的較大值，上柱取ZX-3中的較大值。

在試驗加載過程中，無論是600 MPa級縱筋(屈服應(yīng)變?yōu)? 300 με)還是500 MPa(屈服應(yīng)變?yōu)? 800 με)級縱筋，峰值荷載時縱筋受拉或受壓均能達到或接近實際屈服應(yīng)變，因此，高強鋼筋作為縱筋時能夠發(fā)揮其抗拉和抗壓強度。另外，上柱部分縱筋均能達到受拉或受壓屈服應(yīng)變，表明試驗中采用的連接方式能夠有效傳力。

2.7.2 箍筋應(yīng)變 對于鋼連接件連接試件，選取柱腳、連接區(qū)域下部和連接區(qū)域上部3個部位具有代表性箍筋應(yīng)變片；對于半灌漿套筒連接試件，選取連接區(qū)域上部和連接區(qū)域下部兩個部位具有代表性箍筋應(yīng)變片，各預(yù)制試件箍筋的應(yīng)變隨試件位移角變化如圖9所示，由圖9可知：

1)對于鋼連接件連接試件，緊鄰接頭部位箍筋達到屈服強度，說明箍筋在該部位充分利用，在試件設(shè)計中要加強對該區(qū)域的約束。

2)對于半灌漿套筒連接試件，套筒區(qū)域箍筋以及下柱端箍筋均有達到屈服應(yīng)變的情況，說明該區(qū)域箍筋利用充分，應(yīng)對該區(qū)域配箍嚴格控制，保證試件具有良好的抗震性能。

圖8 各試件縱筋應(yīng)變圖Fig.8 Strain diagram of longitudinal bars of specimens

圖9 各試件箍筋應(yīng)變圖Fig.9 Strain diagram of stirrups of

3 結(jié)論

1)兩種干式鋼連接件連接預(yù)制柱的方式中，預(yù)制柱Z-1的連接方式的抗震性能比預(yù)制柱Z-2要好，當(dāng)實際工程中采用本文提出的干式連接時，建議采用預(yù)制柱Z-1的鋼連接件連接形式。

2)采用改進的半灌漿套筒連接形式能有效傳遞柱子內(nèi)力，結(jié)合面處未出現(xiàn)滑移錯動。位移延性系數(shù)和極限位移角比采用鋼連接件連接方式的預(yù)制柱Z-1更大，變形能力更好。

3)軸壓比較高的預(yù)制柱，骨架曲線下降段更加陡峭，變形能力更弱，但耗能能力更強；此外，高軸壓比預(yù)制柱的前期剛度較大，但后期剛度衰減更快。

4)與小直徑鋼筋連接的預(yù)制柱相比，在連接區(qū)采用大直徑縱筋連接的預(yù)制柱，其承載力略有降低，峰值荷載后，骨架曲線下降段更加陡峭，后期剛度衰減更快，變形能力更弱。