倪韋斌，張旭，王少杰，周滿，孫宏宇，呂緒亮

(1. 山東農業(yè)大學水利土木工程學院，山東 泰安，271018；2. 中南大學土木工程學院，湖南 長沙，410083；3. 山東明睿達新技術研究院有限公司，山東 濟南，250101)

裝配式混凝土異形柱框架結構不僅具有室內柱楞不外露、使用靈活、美觀適用等優(yōu)點，且具有裝配式結構施工快速、構件質量可靠等特點[1-2]，易于在新民居建設中推廣應用。節(jié)點連接是決定裝配式混凝土結構抗震性能的核心要素，現(xiàn)有的預制構件豎向濕式連接主要包括灌漿套筒連接和漿錨連接。與灌漿套筒連接相比，漿錨連接工程造價低且搭接長度更長，受力可靠且抗震性能更穩(wěn)定[3]。

在現(xiàn)澆混凝土結構領域，人們已對各種截面類型的異形柱構件[4-5]、異形柱梁柱節(jié)點[6-7]以及異形柱框架結構[8-10]的力學與抗震性能展開研究。針對裝配式混凝土異形柱框架結構的抗震性能研究，以裝配式混凝土異形柱梁柱節(jié)點[11-12]、裝配式混凝土異形柱-鋼梁組合節(jié)點[13-14]、裝配式型鋼異形柱結構[15-17]的抗震性能研究為主。針對軸壓比的影響，陳海彬等[18]研究了不同軸壓比下足尺內置圓鋼管混凝土異形柱-組合梁裝配式中節(jié)點的抗震性能。漿錨連接裝配式結構的抗震性能研究結果表明[19-22]，漿錨連接能夠有效傳遞鋼筋應力且性能可靠。然而，有關不同軸壓比作用下采用漿錨連接的足尺裝配式混凝土異形柱框架結構的抗震性能研究較少。

為此，本文作者以某裝配式混凝土異形柱框架結構新民居示范工程為背景，通過開展不同豎向荷載作用下的低周循環(huán)往復加載試驗，研究“漿錨連接+節(jié)點后澆”裝配連接方案的可靠性及其裝配而成的結構在不同軸壓比作用下的抗震性能，以期為漿錨連接裝配式混凝土異形柱框架結構的推廣提供參考依據。

1 試驗概況

1.1 試件設計

以某裝配式新民居示范工程為背景，采用足尺比例設計制作2 個試件，如圖1 所示。圖1 中，Φ8@100 表示一級鋼筋直徑為8 mm，箍筋間距為100 mm，其余依此類推。2 個試件截面尺寸、配筋、材料強度等級完全相同，分別命名為PCFS1和PCFS2，對應軸壓比分別為0.14和0.28，用于不同軸壓比下漿錨連接裝配式混凝土異形柱框架結構的抗震性能試驗研究。試件地梁長7.30 m，截面長×寬為800 mm×450 mm；L 型異形柱肢厚為200 mm，兩方向翼緣寬度均為500 mm；梁截面長×寬為200 mm×400 mm。試件按樓層拆分，其中二層柱在反彎點處拆分。連接節(jié)點采用“漿錨連接+節(jié)點后澆”方案，即預制柱-柱豎向連接采用漿錨連接方案，搭接長度為35d(d為鋼筋直徑)；預制柱-梁水平連接在節(jié)點區(qū)采用局部現(xiàn)澆方案，預制梁縱筋伸入節(jié)點后澆區(qū)后彎折并與柱體縱筋綁扎錨固，鋼筋彎折段投影長度為15d[23]，節(jié)點區(qū)連接構造如圖2所示(其中，Lab為搭接長度，①～③為預制構件連接順序)。

圖1 裝配構件拆分及構件配筋示意圖Fig.1 Diagrams of assembly component splitting and component reinforcement

圖2 裝配梁-柱節(jié)點連接Fig.2 Precast beam-column joint connection

1.2 試件制作

拆分后的框架梁、框架柱均在工廠預制而成，待達到吊裝轉用強度后運至加載現(xiàn)場進行結構模型整體拼裝，如圖3所示。模型裝配時首先進行一層預制構件的裝配，在框架柱與地梁裝配前，將柱端面與地梁結合面處混凝土鑿毛并用高壓水槍沖洗干凈，然后采用斜撐調直固定后對柱根部區(qū)域進行封邊養(yǎng)護，待封邊料滿足強度要求時，采用壓力注漿注入水泥基灌漿料，直至各預留注漿口都均勻流出注漿料時完成封堵；當一層注漿養(yǎng)護24 h 后進行預制框架梁的裝配，為保證后澆混凝土與預制混凝土界面的可靠黏結，同樣對預制梁、柱的端面進行鑿毛；此后，按照與一層相同的裝配方法組裝二層預制框架柱，即可建成一榀足尺裝配混凝土異形柱框架結構試驗模型。

圖3 預制試件模型的裝配過程Fig.3 Assembly process of precast specimen

1.3 材料性能

各預制構件均采用設計強度等級為C30的商品混凝土制作而成，梁柱節(jié)點后澆區(qū)采用設計強度等級為C35且加入少量膨脹劑的細石混凝土，所有構件預制及節(jié)點后澆時均預留邊長為150 mm的同條件養(yǎng)護立方體試塊；漿錨連接所需注漿料采用高強度、自密實的水泥基灌漿料，并亦在裝配灌漿時預留同條件養(yǎng)護試塊(長×寬×高為160 mm×40 mm×40 mm)。

加載時，預制構件及節(jié)點后澆區(qū)的實測混凝土立方體抗壓強度分別為30.6 MPa和36.5 MPa；水泥基灌漿料的實測抗壓、抗折強度分別為101.5 MPa和14.5 MPa。各預制構件的縱筋均采用HRB400級，箍筋均為HPB300級，鋼筋力學性能見表1[23]。

表1 鋼筋力學性能Table 1 Mechanical properties of reinforcement bars

1.4 試驗加載與數據采集

圖4(a)和(b)所示分別為試驗加載裝置及加載現(xiàn)場，通過反力架和具有穩(wěn)壓功能的2 000 kN液壓千斤頂施加豎向軸壓，經分配梁分配后對二層柱頂施加固定豎向荷載，不同軸壓比的試件PCFS1 和PCFS2對應軸壓力分別為640.64 kN和1281.28 kN；通過反力墻和MTS 液壓伺服控制系統(tǒng)加載水平低周循環(huán)往復荷載，通過剛性壓梁、螺桿與反力墻臺座緊固地梁限制其豎向抬起，在水平加載方向通過螺旋千斤頂限制地梁滑動并通過百分表監(jiān)控滑移。為直接獲得框架模型各層高處的真實受力與變形，依據倒三角形側向力分布模式，采用MTS系統(tǒng)同時控制2個分別直接作用在層高處的作動器M1和M2來實現(xiàn)加載。圖4(a)中，D1和D2分別為一層、二層作動器的位移；H1和H2分別為作動器M1至一層柱底、作動器M2與M1之間的高度。

試件PCFS1和PCFS2采用的加載制度相同，二者均依據JGJ/T 101—2015“建筑抗震試驗規(guī)程”[24]采用荷載-變形混合控制模式進行豎向荷載作用下的低周循環(huán)往復加載，如圖4(c)所示(其中，Δ為位移，P為荷載)。加載制度以一層作動器出力和位移為基準，在試件開裂前采用力控制加載，分別為±10 kN，±20 kN，±30 kN，…，先施加正向推力、后施加負向拉力，各循環(huán)1次；試件開裂后改為位移加載，以開裂位移取整并作為級差進行加載，每級循環(huán)3次，至試件正負向承載力均下降至峰值荷載的85%時結束試驗。

圖4 試件PCFS1和PCFS2加載Fig.4 Loading of the specimens PCFS1 and PCFS2

加載期間主要采集試件各層的抗側承載力、變形、節(jié)點應變以及裂縫演化特征，其中MTS 作動器在加載過程中可自行采集出力與變形信息。如圖4(a)所示，沿框架高度方向布置2個位移傳感器采集框架側向變形；為了分析漿錨連接區(qū)的鋼筋受力情況與L型異形柱的受力破壞機制，在對應柱腳與梁柱節(jié)點區(qū)域的縱筋、箍筋和混凝土構件表面布置了應變片。試驗中，通過UT8516動靜態(tài)應變采集儀同步采集位移計、應變片的數據，通過ZBL-F103裂縫測寬儀采集縫寬數據。

2 試驗現(xiàn)象

規(guī)定試驗加載以推為正向、拉為負向。在不同軸壓比下，試件PCFS1 和PCFS2 的承載變形能力、裂縫演化均有所不同。下面以作動器M1出力與位移為例，分述試驗現(xiàn)象。

2.1 試件PCFS1

當作動器M1加載至20 kN時，在一層柱底部灌漿口處出現(xiàn)第1條呈水平向的裂縫，縫長為100 mm、縫寬為0.04 mm，對應側向變形為2.97 mm；當加載至25 kN時，一層梁南端與后澆區(qū)的結合面出現(xiàn)豎向拼接裂縫，此后，轉入位移加載階段。當側移增至10～30 mm時，框架一層各柱在注漿口至地梁頂高度范圍內，各柱身水平裂縫發(fā)展迅速且密集，同時一層梁南北兩端各1 m范圍內密集出現(xiàn)豎向裂縫，對應最大縫寬為0.14 mm；當加載至35 mm時，負向達到峰值承載力82.33 kN，此時一層柱腳區(qū)封邊料出現(xiàn)裂縫，且伴有隆起趨勢；當加載至50 mm 時，一層梁南北端與后澆區(qū)拼接處的混凝土開始脫落并傳出輕微的“啪啪”聲，同時，節(jié)點核心區(qū)內出現(xiàn)數條細密斜裂縫，縫寬為0.14～0.98 mm；當加載至60 mm時，正向達到峰值承載力162.59 kN，底層各L 型柱主受力方向柱腹身出現(xiàn)數條斜向剪切裂縫；當加載至70 mm 時，梁南北兩端上部混凝土外鼓且壓碎；當加載至85 mm 時，梁端縱筋外露屈曲、混凝土大面積剝落，形成梁鉸；當加載至100 mm時，試件的正向承載力下降至峰值承載力的84.5%，在底層預制柱的柱腳區(qū)域混凝土局部破壞剝落嚴重，少量縱筋裸露且呈屈曲破壞特征，形成柱鉸，此時停止加載。試件PCFS1的最終破壞狀態(tài)如圖5所示。

圖5 試件PCFS1的最終破壞狀態(tài)Fig.5 Final failure state of the specimen PCFS1

2.2 試件PCFS2

當作動器M1加載至25 kN 時，首先在一層梁南北端順次出現(xiàn)豎向拼接裂縫，縫長為100 mm、縫寬為0.12 mm，對應側向變形為2.94 mm。此后，轉入位移控制階段。當加載至10 mm 時，底層各柱距地梁頂300 mm 高度范圍內出現(xiàn)數條水平裂縫；當加載至30 mm 時，底層各柱在灌漿口至地梁頂高度范圍內的水平裂縫貫通柱身，同時在一層梁南北端1 m范圍內密集出現(xiàn)豎向裂縫，最大縫寬為0.16 mm；當加載至40 mm時，節(jié)點核心區(qū)出現(xiàn)數條斜裂縫，底層框架柱柱身裂縫數量發(fā)展趨于穩(wěn)定；當加載至-45 mm 和55 mm 時，分別在負向、正向先后達到峰值承載力96.33 kN 和152.55 kN；當加載至60 mm 時，底層各柱主受力方向柱腹身出現(xiàn)剪切裂縫；當加載至65 mm 時，一層節(jié)點后澆區(qū)內傳出“啪啪”的聲響；當加載至75 mm 時，負向承載力迅速下降至峰值承載力的82.8%，梁端受壓區(qū)混凝土破碎脫落，縱筋與箍筋外露且縱筋屈曲，形成梁鉸；當加載至85 mm時，正向承載力下降至峰值承載力的84.9%，且在底層柱腳區(qū)域的混凝土被壓碎、局部縱筋屈曲，形成柱鉸。此時停止加載。試件PCFS2 的最終破壞狀態(tài)如圖6所示。

圖6 試件PCFS2的最終破壞狀態(tài)Fig.6 Final failure state of the specimen PCFS2

綜上可知，初裂前，裝配式混凝土異形柱框架結構處于彈性變形階段，不同軸壓比下結構初裂位置不同；此后裂縫不斷出現(xiàn)、發(fā)展，早期主要為結構外層混凝土承擔抗側作用，隨著外層混凝土破壞，鋼筋骨架及其內部約束的混凝土演化為主要的抗側體，該階段抗側剛度退化速度相對較快；隨著側移增大，結構抗側承載力不斷增加，持續(xù)至結構峰值荷載后下降；隨著軸壓比增大，結構極限變形能力降低。對比試件PCFS1 和PCFS2的終極破壞狀態(tài)可知，2個試件梁端裂縫主要分布在梁兩端1/3跨度范圍內，均以梁鉸破壞機制為主，符合抗震設計中的“強柱弱梁”理念，呈延性破壞特征；柱身裂縫主要分布在一層距柱底1/3 層高范圍內，且因附加扭矩的作用在L 型柱主受力方向存在斜裂縫。

3 結果分析

3.1 滯回性能

滯回曲線是結構在低周循環(huán)往復荷載作用下的荷載-變形關系曲線，可反映結構在受力過程中的能量耗散與受力機制。采用雙作動器加載可直接得到如圖7(a)和(b)所示模型各層的滯回曲線，在此基礎上，依據合力矩定理、線性內插法求解可得合力及其對應位置的側向變形，得到整體結構的滯回曲線，如圖7(c)所示。取滯回曲線每級循環(huán)加載達到最大峰值的軌跡即可得到骨架曲線，如圖8所示。

圖8 骨架曲線Fig.8 Skeleton curves

由圖7可知：試件PCFS1和PCFS2的各層及整體滯回曲線在形狀上均大致相似；隨著軸壓比增大，試件PCFS2 較PCFS1 的極限變形能力降低，滑移現(xiàn)象減弱，捏攏現(xiàn)象顯現(xiàn)；而對于整體結構，試件PCFS2 的抗側承載力曲線外包PCFS1 對應的曲線。由圖7(a)和(b)可知，2個試件一層、二層的滯回曲線分別呈“Z”形和“弓”形，且對稱性較差，相同側移下其一層正向外推承載力顯著大于負向內收承載力，恰與二層正向外推承載力小于負向內收承載力的狀況呈互補之勢，這也是雙作動器同步加載的優(yōu)勢所在，能在加載全過程內充分體現(xiàn)結構的內力重分布特性。由圖7(c)可見：2 個試件的整體滯回曲線均呈反“S”形，表現(xiàn)出良好的抗震性能且對稱性較好，同種側移下正向外推承載力略大于負向內收承載力，這主要與L型柱截面不對稱及先推后拉加載順序所致拉壓損傷不對等有關。

圖7 滯回曲線Fig.7 Hysteretic curves

由圖8所示的骨架曲線可知：試件開裂前結構處于彈性階段，骨架曲線基本為直線；開裂后，結構進入彈塑性階段，骨架曲線開始稍有彎曲；隨著側向變形增大，加載至結構峰值荷載后，骨架曲線開始緩慢下降，表明2個裝配試件均具有良好的延性性能。

3.2 承載力特征值與延性系數

依據圖8所示骨架曲線，采用幾何作圖法[25]確定試件的屈服位移Δy，對應屈服荷載Py；峰值荷載Pp由骨架曲線峰值點確定，對應峰值變形Δp；依據JGJ/T 101—2015“建筑抗震試驗規(guī)程”[24]取試件荷載下降至0.85Pp時對應的變形為極限位移Δu，對應荷載為破壞荷載Pu；延性系數μ為Δu與Δy之比，用于評判結構的變形能力；依據文獻[26]，定義彈塑性層間位移角θu。試件PCFS1 和PCFS2對應的承載力特征值與延性系數見表2。

由表2可知：當軸壓比提高后，就整體結構的承載能力而言，試件PCFS2 對應Py和Pp平均值分別為223.73 kN和283.92 kN，較試件PCFS1對應的平均值(Py=191.58 kN 和Pp=247.87 kN)分別提高約17%和15%；就變形能力而言，試件PCFS2 各層及整體結構的延性系數均比PCFS1 的略小(一層、二層、整體結構的延性系數分別下降約8%，29%和6%)，但各延性系數平均值μˉ(見表2)均在3.2 以上，表明漿錨連接的裝配式混凝土異形柱框架結構具有良好的延性變形能力；實測所得彈塑性層間位移角θu均大于JGJ 149—2017“混凝土異形柱技術規(guī)程”[27]規(guī)定的限值1/50，表明結構滿足“大震不倒”抗震設防要求。

表2 承載力特征值與延性系數Table 2 Characteristic values of lateral strength and ductility coefficients

3.3 剛度退化

采用割線剛度Kj及剛度損耗Km分析各試件的剛度退化規(guī)律。

式中：Kj為試件第j級加載時結構的剛度；Fj和Δj分別為試件第j級加載時峰值點對應的荷載及位移；Km為試件第j級加載下結構的剛度損耗；K0為試件的初始彈性剛度。

圖9所示為試件PCFS1和PCFS2的剛度退化曲線。由圖9可見，隨著側向變形增大，試件損傷愈加嚴重，各層及整體結構的剛度均呈先快后慢之勢逐漸下降。其中，試件剛度快速衰減段主要發(fā)生在結構開裂至屈服階段，此階段結構裂縫發(fā)展迅速，破壞嚴重，試件PCFS1 正、負向剛度分別損耗約55%和68%，試件PCFS2 正、負向剛度分別損耗約為55%和63%；結構屈服后新裂縫產生逐漸減少，剛度衰減速度明顯變緩且趨于穩(wěn)定，2個裝配試件均表現(xiàn)出良好的剛度退化特性。試件PCFS2 的各層及整體剛度退化曲線基本均外包試件PCFS1的對應曲線。

圖9 剛度退化曲線Fig.9 Stiffness degeneration curves

3.4 承載力退化

采用承載力退化系數λi表征結構的承載力退化特性，λi越大說明結構抗震承載穩(wěn)定性越強。

式中：λi為第i次循環(huán)對應的承載力退化系數；和分別表示第j次加載時，第i和i-1次循環(huán)峰值點對應的荷載。

圖10 所示為試件PCFS1 和PCFS2 各層及整體結構在屈服荷載、峰值荷載和破壞荷載等各特征點對應的承載力退化系數λi對比。由圖10 可知：隨著側向位移的增加，峰值荷載前2個試件的承載穩(wěn)定性均較好，對應的λi均大于0.96；峰值荷載后，試件在低周循環(huán)往復加載下的損傷愈加嚴重，最終2個試件一層、二層及整體結構對應的λi最小值分別為0.92，0.94和0.95，仍體現(xiàn)出較好的承載穩(wěn)定性能。

圖10 承載力退化曲線Fig.10 Bearing capacity degradation curves

3.5 能量耗散

耗能能力是評價結構抗震性能的重要指標之一，通常以試件各級加載對應的荷載-變形滯回曲線所包圍的面積衡量。以能量耗散系數E和等效黏滯阻尼系數ξeq定量評價結構模型在各個加載階段的耗能能力，二者的值越大說明結構耗能能力越強，即抗震性能越好。圖11 所示為不同側移下PCFS1 和PCFS2 試件各層及整體結構對應的E和ξeq的變化曲線。由圖11 可見：隨著側移增大，除加載初期曲線短暫降低外，曲線整體呈上升趨勢[28]。曲線初期短暫下降主要是因該階段混凝土結構的耗能主要由不受鋼筋約束的外層混凝土承擔，當外層混凝土發(fā)生開裂并漸漸退出能耗承擔工作時才轉為由結構內部鋼筋骨架及由其約束的混凝土共同承擔[29]。對比不同軸壓比下2個試件各層及整體結構的耗能能力可知，隨著軸壓比增大，試件的耗能能力明顯減弱。以圖11(c)所示整體結構在相同側移(85 mm)下的E為例，試件PCFS1 和PCFS2的E分別為0.758和0.674，后者較前者下降12%；就等效黏滯阻尼系數而言，在結束試驗加載時，試件PCFS2對應的ξeq為0.107，相同側移下軸壓比較小的試件PCFS1的ξeq為0.121，即軸壓比提高后ξeq會略有下降，但2 個試件的ξeq均仍高于普通混凝土框架結構(ξeq大于0.1[30])的要求，即漿錨連接裝配式混凝土異形柱框架結構具有較強的耗能能力。

圖11 能量耗散曲線Fig.11 Cumulative energy dissipation curves

3.6 漿錨節(jié)點區(qū)受力特征

為驗證“漿錨連接+節(jié)點后澆”連接方案的可靠性，選取部分具有代表性的實測應變數據開展分析。圖12所示為漿錨搭接段預制柱內部縱筋(分別編號為Z1，Z2 和Z3)與同一高度處金屬波紋管內部縱筋(分別編號為Q1，Q2 和Q3)的荷載-應變關系曲線對比。圖12中，PCFS1-NL1-Z1表示試件PCFS1 對應的柱-NL1 在漿錨搭接段內部縱筋上編號為Z1的應變測點。由圖12(b)可見：由于測點位于注漿口位置，處在金屬波紋管內部的搭接縱筋在該端部區(qū)域難以受到灌漿料的有效約束，其對應的應變較小且與預制柱內部縱筋對應的荷載-應變曲線不一致；當處在金屬波紋管內部的縱筋受到灌漿料有效約束后(如圖12(a)和(c)所示的代表性測點)，其柱內縱筋與管內縱筋對應的荷載-應變關系曲線在加載全過程均呈現(xiàn)出較好的一致性，即漿錨連接在灌漿質量有保證的情況下，可有效實現(xiàn)荷載的傳遞，實現(xiàn)變形協(xié)調、受力一致的目標。

圖12 漿錨連接節(jié)點受力特性Fig.12 Mechanical characteristics of slurry anchor joint

4 結論

1)裝配式混凝土異形柱框架結構采用“漿錨連接+節(jié)點后澆”連接方案安全可靠，模型結構失效破壞均以梁鉸破壞機制為主，梁體裂縫主要分布在其兩端1/3 跨度范圍內；框架柱層間損傷較輕，終極失效破壞時一層柱腳混凝土局部壓碎、柱底內部少量縱筋局部屈曲，裂縫主要分布在一層距柱底1/3層高范圍內，符合“強柱弱梁”抗震設計理念。

2)隨著軸壓比增大，模型結構在相同側移下對應的抗側承載力增大，極限變形與耗能能力下降，延性降低；PCFS1 和PCFS2 試件對應的整體滯回曲線均呈反“S”形，軸壓比增大后滑移現(xiàn)象減弱，捏攏現(xiàn)象顯現(xiàn)；對于較大軸壓比作用下的試件PCFS2，其各層及整體結構的骨架曲線、剛度退化曲線基本均外包小軸壓比試件PCFS1 對應的曲線，且其屈服荷載、峰值荷載平均值分別提高約17%和15%。

3)不同軸壓比作用下的漿錨連接裝配式混凝土異形柱框架結構均具有良好的承載穩(wěn)定性能，滿足延性框架要求且耗能能力仍然較強，剛度退化呈先快后慢趨穩(wěn)之勢；試件PCFS1 的一層、二層及整體結構的彈塑性層間位移角最小值分別為1/32，1/41 和1/35，試件PCFS2 的對應值分別為1/42，1/39 和1/40，均大于JGJ 149—2017“混凝土異形柱技術規(guī)程”規(guī)定的限值1/50，滿足“大震不倒”抗震設防要求。

4)漿錨搭接連接局部增大了節(jié)點配筋率，使節(jié)點區(qū)的抗震性能更穩(wěn)定，但漿錨連接在實際工程中存在插筋定位難等問題，且灌漿質量與節(jié)點的抗震性能緊密相關。