范枝波， 徐其功， 過民龍， 毛 娜， 徐采薇

(1華南理工大學(xué)土木與交通學(xué)院, 廣州 510641； 2 廣東省建筑科學(xué)研究院集團(tuán)股份有限公司, 廣州 510500； 3 廣東省建科建筑設(shè)計(jì)院有限公司, 廣州 510010； 4 加拿大女王大學(xué)土木工程學(xué)院, 金斯頓 K7L3N6)

0 引言

近年來，我國大力推進(jìn)裝配式建筑持續(xù)健康發(fā)展，建筑業(yè)正在轉(zhuǎn)型升級[1]，裝配式建筑在新建建筑中所占的比例逐年增大，在設(shè)計(jì)、施工以及驗(yàn)收等各階段，國家及各省市頒布了相關(guān)的規(guī)范、規(guī)程、標(biāo)準(zhǔn)和圖集，尤其是《裝配式混凝土結(jié)構(gòu)技術(shù)規(guī)程》(JGJ 1—2014)的頒布和執(zhí)行，使得裝配式建筑的質(zhì)量、安全和適用性開始得到較為嚴(yán)格的保證。在此基礎(chǔ)上，為了對建筑的裝配化程度進(jìn)行評價，住建部頒布了《裝配式建筑評價標(biāo)準(zhǔn)》(GB/T 51129—2017)，該標(biāo)準(zhǔn)從主體結(jié)構(gòu)、圍護(hù)墻和內(nèi)隔墻以及裝修和設(shè)備管線這三部分的得分來對建筑進(jìn)行裝配率評價，并規(guī)定主體結(jié)構(gòu)這部分的分值不可低于20分，由于工程的復(fù)雜性，特別是框架結(jié)構(gòu)，將會對結(jié)構(gòu)的預(yù)制拆分帶來極大的困難，并且降低了構(gòu)件的標(biāo)準(zhǔn)化，帶來了綜合成本的增加，因此也經(jīng)?？紤]將豎向構(gòu)件進(jìn)行預(yù)制。然而，相比現(xiàn)澆混凝土柱，現(xiàn)有的預(yù)制混凝土柱由于模具、運(yùn)輸?shù)跹b和采用灌漿套筒的連接方式等原因，其目前的綜合成本不降反增[2-5]。

對于預(yù)制混凝土組合管柱的研究，最早起源于20世紀(jì)90年代，日本學(xué)者[6-7]提出了一種外殼預(yù)制核心現(xiàn)澆混凝土柱，張大長等[8-9]對預(yù)制構(gòu)件抗震性能、抗彎性能等進(jìn)行研究。本文提出的新型預(yù)制混凝土組合管柱(簡稱管柱)采用的預(yù)制混凝土管樁(簡稱管樁)，可為核心混凝土提供側(cè)向約束。由于管樁混凝土強(qiáng)度等級較高，可以承受較大的豎向荷載，管柱是將管樁運(yùn)輸至現(xiàn)場，通過在其管內(nèi)核心澆筑混凝土，并使用后插縱筋的方式與節(jié)點(diǎn)相連接制成。目前管樁的生產(chǎn)技術(shù)相當(dāng)成熟，因此造價較低，標(biāo)準(zhǔn)化程度較高，用其作為組合管柱的預(yù)制管，能夠降低綜合成本，有利于裝配式建筑的推廣。然而由于管樁的混凝土強(qiáng)度等級較高，水平荷載由管樁和核心混凝土共同承擔(dān)，使其在承受水平荷載時，抗震性能面臨著不少考驗(yàn)。因此，本文為了解管柱的抗震性能，對兩種連接方式的管柱進(jìn)行了低周往復(fù)試驗(yàn)，為其能夠應(yīng)用于實(shí)際項(xiàng)目提供理論支持。

1 試驗(yàn)概況

1.1 試件設(shè)計(jì)

本文提出的新型預(yù)制混凝土組合管柱如圖1所示。本次試驗(yàn)試件總數(shù)為6根，共分為兩組，每組為3個平行試件，一組為設(shè)置后插縱筋作為連接方式的梁柱節(jié)點(diǎn)試件(編號為BGZ1～BGZ3)。另一組為設(shè)置10cm橡膠管套于后插縱筋作為連接方式的梁柱節(jié)點(diǎn)試件(編號為TGZ1～TGZ3)，這種連接方式可將一定長度的鋼筋與混凝土隔絕，這一段鋼筋能夠自由伸縮，從而減小節(jié)點(diǎn)的剛度，使構(gòu)件既能承受豎向荷載，又能使得構(gòu)件延性提高。

圖1 新型預(yù)制混凝土組合管柱

管樁采用PHC-AB500(100)，樁身混凝土強(qiáng)度等級為C80，現(xiàn)澆部分混凝土強(qiáng)度等級為C30，箍筋強(qiáng)度等級為HPB300，鋼筋強(qiáng)度等級均為HRB400，試件具體尺寸及配筋情況如圖2所示。管樁截?cái)酁楸驹囼?yàn)所需要的試驗(yàn)長度后，再進(jìn)行加工，加工完成并驗(yàn)收合格后再進(jìn)行低周往復(fù)試驗(yàn)。

圖2 試件尺寸及配筋

試件制作過程主要包括：先進(jìn)行鋼筋的綁扎→然后貼鋼筋應(yīng)變片并且設(shè)置木模，TGZ組試件需要在后插縱筋的相應(yīng)位置套好橡膠管→安裝管樁→在管樁內(nèi)核心澆筑混凝土→混凝土達(dá)到一定強(qiáng)度后拆除模板并自然養(yǎng)護(hù)。試件制作過程照片如圖3所示。

圖3 試件制作過程鋼筋力學(xué)性能試驗(yàn)結(jié)果

1.2 材性試驗(yàn)

同批次澆筑混凝土留置3個標(biāo)準(zhǔn)立方體抗壓試塊，試驗(yàn)前對留置的混凝土立方體試塊用壓力試驗(yàn)機(jī)進(jìn)行測試，得到的混凝土立方體試塊的抗壓強(qiáng)度平均值為34.9MPa；所用的縱筋為HRB400級鋼筋，箍筋為HPB300級鋼筋，隨機(jī)抽取3根同一批次長度為500mm，但直徑不同的鋼筋進(jìn)行測試，得到的鋼筋的力學(xué)性能試驗(yàn)結(jié)果見表1。

表1

1.3 試驗(yàn)加載制度

為了模擬梁柱節(jié)點(diǎn)的受力特點(diǎn)，首先在柱頂施加2 000kN的軸壓力(軸壓比為0.36)并保持不變，然后采用位移控制施加水平往復(fù)荷載，試驗(yàn)加載制度如圖4所示，加載位移依次為2，4，8，16，30，40，50，60mm，每級荷載循環(huán)3次，每加載一級荷載后，靜候3～5min，觀察混凝土試件的開裂情況，并用油性筆標(biāo)注出每級水平往復(fù)荷載的開展趨勢，并觀察DHDAS動態(tài)信號采集分析系統(tǒng)上的實(shí)時荷載-位移曲線情況以及位移計(jì)和相應(yīng)鋼筋應(yīng)變片的讀數(shù)，實(shí)時了解和控制本次試驗(yàn)的進(jìn)程，直到試件出現(xiàn)破壞或者試件承載力下降到極限承載力的85%時停止試驗(yàn)。試驗(yàn)的加載裝置如圖5所示。

圖4 試驗(yàn)加載制度

圖5 試驗(yàn)加載裝置

1.4 試驗(yàn)測點(diǎn)布置

本試驗(yàn)的測量內(nèi)容主要包括梁端和柱腳核心區(qū)的鋼筋應(yīng)變以及試件的側(cè)向位移。測點(diǎn)布置如圖6所示，其中1為鋼筋應(yīng)變片，2為位移計(jì)，3為豎向荷載傳感器，4為水平荷載傳感器。

圖6 試驗(yàn)測點(diǎn)布置示意圖

2 試驗(yàn)結(jié)果及分析

2.1 試驗(yàn)破壞現(xiàn)象

本試驗(yàn)為探究性試驗(yàn)，分為后插縱筋試件(BGZ組)和后插縱筋套膠管試件(TGZ組)，每組分別有3個平行試件，下面以試件BGZ1，TGZ1為代表詳細(xì)地描述試驗(yàn)現(xiàn)象。

對于試件BGZ1，當(dāng)柱頂水平位移為2mm時，在節(jié)點(diǎn)區(qū)右側(cè)梁端出現(xiàn)一條細(xì)小的斜裂縫。當(dāng)柱頂水平位移增加到4mm時，現(xiàn)有的斜裂縫繼續(xù)發(fā)展，長度延伸，寬度稍微增大，左側(cè)梁端產(chǎn)生兩條斜裂縫，柱腳與節(jié)點(diǎn)區(qū)的連接有松動的趨勢。當(dāng)柱頂水平位移增加到8mm時，左側(cè)梁端產(chǎn)生新的斜裂縫，原有裂縫稍有發(fā)展，柱腳與節(jié)點(diǎn)區(qū)松動較為明顯，在梁柱節(jié)點(diǎn)連接處可見一圈細(xì)小的裂縫。當(dāng)柱頂水平位移增加到16mm時，右側(cè)梁端小塊混凝土發(fā)生剝落。當(dāng)柱頂水平位移增加到30mm時，梁端和節(jié)點(diǎn)區(qū)產(chǎn)生一些新的細(xì)長斜裂縫，右側(cè)梁端混凝土剝落程度增加，柱腳與節(jié)點(diǎn)區(qū)的間隙更為明顯，柱腳受拉端稍微翹起，而受壓端與節(jié)點(diǎn)區(qū)接觸較好，柱腳受拉縱筋的應(yīng)變達(dá)到了2 661με，縱筋已開始屈服。當(dāng)柱頂水平位移增加到40mm時，與左側(cè)梁端相比，右側(cè)梁端的混凝土成片剝落嚴(yán)重，而左側(cè)梁端的混凝土稍顯完整，未見混凝土剝落現(xiàn)象，右側(cè)梁端以及節(jié)點(diǎn)區(qū)產(chǎn)生幾條新的細(xì)長斜裂縫。當(dāng)柱頂水平位移增加到50mm時，試件的水平承載力逐步下降，柱腳與節(jié)點(diǎn)區(qū)受壓側(cè)的混凝土剝落較為嚴(yán)重。當(dāng)柱頂水平位移增加到60mm時，試件的水平承載力已下降到極限承載力的85%，因而終止試驗(yàn)。在試驗(yàn)的全過程中，柱身均沒有出現(xiàn)裂縫，預(yù)制層混凝土和核心混凝土沒有出現(xiàn)界面剝離現(xiàn)象，整體性較好，最終破壞形態(tài)如圖7(a)所示。

對于試件TGZ1，當(dāng)柱頂水平位移增加到2mm時，節(jié)點(diǎn)區(qū)左右梁端分別出現(xiàn)兩條細(xì)長的斜裂縫。當(dāng)柱頂水平位移增加到4mm時，現(xiàn)有的兩條斜裂縫稍有發(fā)展，裂縫長度增加，但未產(chǎn)生新的裂縫，柱腳與節(jié)點(diǎn)區(qū)有松動的趨勢。當(dāng)柱頂水平位移增加到8mm時，節(jié)點(diǎn)區(qū)左右梁端分別新增1條斜裂縫，柱腳與節(jié)點(diǎn)區(qū)松動較為明顯，在連接處可見一圈細(xì)小的裂縫。當(dāng)柱頂水平位移增加到16mm時，柱腳松動明顯，梁受壓區(qū)一側(cè)的小塊混凝土因壓碎剝落。當(dāng)柱頂水平位移增加到30mm時，節(jié)點(diǎn)區(qū)新產(chǎn)生兩條斜裂縫，靠近節(jié)點(diǎn)區(qū)的右側(cè)梁端的混凝土發(fā)生小塊剝落，此時施加水平位移時，柱腳與節(jié)點(diǎn)區(qū)的受拉側(cè)翹起，可見明顯間隙，而受壓側(cè)與節(jié)點(diǎn)區(qū)接觸良好，柱腳受拉縱筋的應(yīng)變達(dá)到了2 593με，縱筋已開始屈服。當(dāng)柱頂水平位移增加到40mm時，節(jié)點(diǎn)區(qū)新增3條斜裂縫，在水平往復(fù)荷載作用下，柱腳翹起的間隙增加，受壓側(cè)的混凝土剝落程度較嚴(yán)重。當(dāng)柱頂水平位移增加到50mm時，試件的水平承載力不斷下降，柱腳與節(jié)點(diǎn)區(qū)受壓側(cè)的混凝土剝落較為嚴(yán)重。當(dāng)柱頂?shù)乃轿灰圃黾拥?0mm時，試件的水平承載力已下降到極限承載力的85%，因而終止試驗(yàn)。在試驗(yàn)的全過程中，柱身沒有出現(xiàn)裂縫，預(yù)制層混凝土和核心混凝土沒有出現(xiàn)界面剝離現(xiàn)象，整體性較好，最終破壞形態(tài)如圖7(b)所示。

圖7 試件最終破壞形態(tài)

兩組試件試驗(yàn)現(xiàn)象相似，首先經(jīng)過彈性階段，此時的滯回曲線呈現(xiàn)直線；然后在梁端產(chǎn)生細(xì)小的裂縫，滯回曲線開始偏離直線；接著裂縫進(jìn)入發(fā)展階段，數(shù)量增加，長度延伸，寬度增大，柱腳開始松動；當(dāng)柱頂水平位移增大到一定程度后，節(jié)點(diǎn)區(qū)也開始出現(xiàn)裂縫，梁端混凝土因受壓而開始小塊剝落，柱腳受拉端翹起，間隙明顯；隨著荷載不斷增大，混凝土成片剝落，試件水平承載力下降到限值。

2.2 滯回曲線

后插縱筋試件(BGZ組)和后插縱筋套膠管試件(TGZ組)滯回曲線分別如圖8，9所示?？梢?，兩組試件在試驗(yàn)加載初期，滯回曲線大致為直線，試件基本處于彈性狀態(tài)，卸載后幾乎沒有出現(xiàn)殘余變形。試件進(jìn)入彈塑性狀態(tài)后，殘余變形明顯逐步增大，試件剛度逐步退化，滯回環(huán)面積逐步增大。另外，在同一級位移循環(huán)加載中，由于試件的累積損傷，后兩次位移循環(huán)的滯回環(huán)面積較第一次位移循環(huán)的滯回環(huán)面積小，試件的水平承載力也較第一次位移循環(huán)小。當(dāng)荷載達(dá)到最大時，承載力緩慢連續(xù)下降，沒有出現(xiàn)劇烈下降的現(xiàn)象，說明試件的耗能能力和延性良好。

圖8 BGZ組試件滯回曲線

圖9 TGZ組試件滯回曲線

從總體上看，兩組試件的滯回曲線均呈現(xiàn)中間捏縮的弓形，曲線較為飽滿，有較好的延性和耗能能力。

2.3 骨架曲線

后插縱筋試件和后插縱筋套膠管試件的骨架曲線如圖10所示。由圖10(a)可見，6個試件的骨架曲線較為相似，但有的試件正向加載與反向加載的承載力相差較大，這是由于圓柱內(nèi)的后插縱筋在施工時較難做到對稱造成的。從兩組的平均值骨架曲線來看，兩組試件的平均值骨架曲線也較為相似，表明了兩組試件的承載力、變形能力以及延性相近，曲線的下降段均較為平緩，剛度退化較慢。

圖10 試件骨架曲線

2.4 承載力

開裂荷載根據(jù)試驗(yàn)觀測到的第一條裂縫對應(yīng)的荷載來確定，極限荷載和破壞荷載通過試件的骨架曲線來確定，屈服荷載則是通過等能量法來確定。兩組試件的承載力見表2。從表2可得，BGZ組的3個試件開裂荷載均值分別為85.12，69.24，74.25kN，其平均值為76.20kN，而TGZ組的3個試件開裂荷載分別為76.57，84.29，80.59kN，其平均值為80.48kN，兩組試件平均值比較接近，相差為5.31%，說明兩組試件在彈性階段的受力性能接近。BGZ組的3個試件屈服荷載均值分別為186.61，163.45，169.99kN，其平均值為173.35kN；極限荷載均值分別為223.59，199.56，204.82kN，其平均值為209.32kN；破壞荷載均值分別為189.83，175.17，176.47kN，其平均值為180.49kN。TGZ組的3個試件屈服荷載均值分別為171.39，172.53，178.79kN，其平均值為174.24kN；極限荷載均值分別為207.97，208.54，216.01kN，其平均值為210.84kN；破壞荷載均值分別為173.89，171.74，189.14kN，其平均值為178.24kN。兩組試件的屈服荷載平均值相差0.52%，極限荷載平均值相差0.74%，破壞荷載平均值相差1.24%。由上述可知，兩組試件的承載力接近，差值都在6%以下。

試件承載力/kN 表2

2.5 變形及延性

兩組試件的位移、破壞位移角如表3所示，其中，各項(xiàng)位移分別對應(yīng)于表2試件承載力中的各項(xiàng)相應(yīng)荷載的位移值，θu為試件破壞時的位移角，由于管樁的剛度較大，柱身未產(chǎn)生裂縫及明顯彎曲，則近似地取θu=Δu/H，其中Δu為破壞位移，H為柱頂位移計(jì)到柱腳的高度，這里H=1 750mm。

由表3可知，BGZ組的3個試件與TGZ組的3個試件的破壞位移角很接近，均在1/30左右，超過我國現(xiàn)行的《建筑抗震設(shè)計(jì)規(guī)范》(GB 50011—2010)[10](2016年版)(簡稱抗震規(guī)范)對于鋼筋混凝土框架柱在大震作用下時彈塑性層間位移角限值1/50的要求，滿足抗震性能對于變形的要求。對于結(jié)構(gòu)的延性，一般可由延性系數(shù)來評估延性性能的好壞，延性系數(shù)由破壞位移Δu與屈服位移Δy的比值得出。由表3計(jì)算可得，BGZ組的3個試件延性系數(shù)平均值為4.21。TGZ組的3個試件延性系數(shù)平均值為4.62，略高于BGZ組，兩組的平均值相差8.96%，總體相差不大，且均超過抗震規(guī)范對于鋼筋混凝土柱要求的限值3.0，表現(xiàn)出較好的延性性能。這是因?yàn)楣苤_與節(jié)點(diǎn)區(qū)在柱頂水平位移較小時，連接處接觸較好，而在達(dá)到一定的柱頂水平位移時，柱腳端部受到彎矩變大，端部的拉力超過了柱腳端板與節(jié)點(diǎn)區(qū)的粘結(jié)力和軸壓力，柱腳端部與節(jié)點(diǎn)區(qū)的連接逐漸變?nèi)酰憩F(xiàn)為半剛性連接，從而使得柱腳端部在水平位移的作用下翹起，節(jié)點(diǎn)的轉(zhuǎn)動剛度降低，構(gòu)件的延性性能較好。

試件位移及破壞位移角 表3

3 結(jié)論

(1)兩組試件在恒定的豎向荷載以及水平往復(fù)荷載作用下，裂縫先產(chǎn)生于梁端，然后是節(jié)點(diǎn)區(qū)，最終因節(jié)點(diǎn)破壞較為嚴(yán)重而造成試件水平承載力下降。

(2)兩組試件具備了良好的耗能能力和延性性能。后插縱筋套膠管組試件的延性系數(shù)稍大于另一組試件，但因?yàn)樵囼?yàn)設(shè)計(jì)的局限性，橡膠管長度的影響大小仍需進(jìn)一步試驗(yàn)研究。

(3)節(jié)點(diǎn)區(qū)產(chǎn)生了斜裂縫，并且混凝土剝落較為嚴(yán)重，因此在設(shè)計(jì)時應(yīng)當(dāng)對節(jié)點(diǎn)區(qū)提高重視，對其抗剪能力進(jìn)行加強(qiáng)。