基于并筋的裝配式混凝土柱抗震性能試驗

譚光偉,董新偉,曾思智*,廖志勇,胡淑軍

(1.江西中煤建設集團有限公司,江西 南昌 330011;2.南昌大學工程建設學院,江西 南昌 330031)

縱向鋼筋套筒連接是裝配式混凝土結構預制柱之間的主要連接方式,對預制柱及相應結構的抗震性能影響較大[1]。在預制柱與預制柱連接處,須采用全灌漿套筒或半灌漿套筒將每根縱向鋼筋進行連接,以保證鋼筋受力的連接性,并符合等同現澆的要求[2-4]。然而,當連接處縱向鋼筋數量較多時,所采用的灌漿套筒數量也較大,并增加灌漿料用量、注漿時間和灌漿套筒施工質量檢測步驟等[5-6]。

在縱向鋼筋連接處采用并筋等效直徑的連接方式,可有效減少縱筋的數量和提高連接效率[7]。徐有鄰[8]對并筋的黏結錨固性能進行試驗研究,并通過統計回歸確定并筋的黏結錨固強度,提出了并筋錨固設計。Aly等[9]研究基于CFRP鋼筋的并筋梁受彎承載力,并提出極限承載力的計算方法。李文旭等[10]對比分析了中國和美國規范中并筋的構造,指出了2種規范中錨固長度等參數的差異。薛偉辰等[11]對并筋混凝土板受力性能進行試驗研究,得到并筋混凝土板的抗彎承載力和設計計算方法。Sun等[12]對含普通鋼筋和FRB筋的并筋混凝土梁進行受彎性能研究,闡明了并筋的黏結機理,并得到其受彎承載能力。

本文提出一種基于并筋的裝配式混凝土柱,包括普通縱向鋼筋、并筋、異徑半灌漿套筒、異徑機械套筒和抗剪連接件(由抗剪件、抗剪鋼板和預埋鋼筋組成)等?；诓⒔畹难b配式混凝土柱如圖1所示。并筋柱的特點在于連接處采用角部并筋、其他縱筋不變的方法,且并筋總面積與非套筒灌漿截面縱筋總面積相等,使得角部連接處并筋鋼筋截面總面積與普通縱筋截面總面積相等。對于并筋截面處的其他縱筋,其上、下間斷開,僅通過角部4根縱向鋼筋進行連接。同時,在柱-柱連接處設置抗剪連接件,以提高其受剪承載力,可應用于多層建筑或裝配式柱中反彎點連接處。因此,并筋與上部普通縱筋之間采用異徑半灌漿套筒,使其能將2種不同直徑的縱向鋼筋進行可靠連接;并筋與下部普通縱筋采用異徑機械套筒連接。

(a)普通裝配式混凝土柱 (b)普通并筋柱 (c)帶抗剪件并筋柱

設計和制作現澆混凝土柱、基于并筋的普通裝配式混凝土柱(下文簡稱普通并筋柱)和基于并筋的帶抗剪連接件裝配式混凝土柱(下文簡稱帶抗剪件并筋柱)的試驗模型,并進行擬靜力加載試驗,得到其破壞模式、鋼筋應變、滯回性能和骨架曲線等。預計將有效減少套筒數量和灌漿料的用量,并提高裝配式混凝土柱中套筒灌漿連接的注漿和檢測效率。

1 試驗概況

1.1 試件模型與材料性能

1)試件模型。設計了3個試驗模型,如圖2所示,分別為現澆混凝土柱(XJZ-1)、普通并筋柱(BJZ-1)和帶抗剪件并筋柱(BJZ-2),以研究基于并筋的裝配式混凝土柱的抗震性能。各試件中混凝土柱截面均為300 mm×300 mm,高度為1 500 mm;混凝土底座截面尺寸均為450 mm×450 mm,長度為1 200 mm,強度等級為C45;預埋鋼板尺寸為150 mm×150 mm×10 mm;圖2(c)中,抗剪連接件尺寸為40 mm×40 mm×3 mm,高度為120 mm,為Q345鋼材。另外,異徑半灌漿套筒滿足JG/T 398-2019《鋼筋連接用灌漿套筒》[13]規范要求,且縱向鋼筋在

(a)XJZ-1 (b)BJZ-1 (c)BJZ-2

套筒內的埋深為7倍的鋼筋直徑。

2)并筋柱的設計原則。為保證并筋柱角部4根縱向鋼筋在連接具有足夠承載力,須使并筋處半灌漿套筒內的縱向鋼筋總面積與未設套筒截面處鋼筋的總面積相等,具體可表示為

4As并=n×As普

(1)

式中:As并為并筋處單根角部縱筋的面積;n為裝配式混凝土柱中縱向鋼筋總數量;As普為單根普通縱筋的面積。因此,在試件BJZ-1和BJZ-2中,普通縱筋直徑為16 mm,并筋處角部縱筋直徑為22 mm,且箍筋的設置滿足JG/T 398-2019的要求[13]。另外,試件BJZ-2預埋件底部與預埋鋼板焊接連接,且在預埋鋼板底部設置4根16 mm預埋鋼筋。

3)材料性能。各模型中所采用的16 mm鋼筋屈服強度值fy和抗拉強度值fu分別為434 MPa和607 MPa,伸長率為17.44%;22 mm鋼筋的fy和fu分別為473 MPa和626 MPa,伸長率為21.55%。C45混凝土平均軸心抗壓強度為27.85 MPa。10 mm厚預埋鋼板的fy、fu、彈性模量E、伸長率δ分別為360 MPa、525 MPa、204 GPa、22.1%。對異徑半灌漿套筒連接進行拉伸試驗研究,斷裂發生在16 mm鋼筋上,即灌漿套筒有足夠承載力。

1.2 加載裝置與加載制度

1)加載裝置。本次試驗在南昌大學結構工程實驗室進行。試驗裝置如圖3所示,主要包括水平作動器、反力架、豎向千斤頂、限位裝置、球鉸、地錨、連接螺桿、連接鋼板等。水平作動器一側與反力墻之間采用固定連接,另一側與柱頂一側之間也采用固定連接,最大輸出荷載為1 000 kN,并配合高精度伺服液壓控制臺使用,可同時采集荷載和位移。豎向千斤頂一端固定在反力架上,另一端與試件間設置球鉸,由此施加豎向荷載且試件在水平荷載下能發生水平變形。另外,試件的底梁通過2根螺桿與地槽固定連接,并在梁的兩端安裝有限位裝置,以滿足限制底梁在水平荷載輸出時發生移動。

(a)正面圖 (b)側面圖

2)加載制度。本次試驗分2次進行加載。首先通過豎向千斤頂沿柱軸向施加軸力,使柱的軸壓比達到0.2。隨后,保持豎向軸力不變,通過作動器施加水平往復荷載,各加載部中位移分別為±1、±2、±4、±8、±12 mm、隨后以4 mm級差逐漸加載,直至試件發生破壞時停止加載。另外,加載方式采用三角波循環加載,每級位移幅值循環往復3次[14]。

1.3 量測方案

對各試件的量測內容主要包括水平往復加載時各加載步的荷載和位移,以及縱向鋼筋和箍筋在關鍵位移處的應變。對于位移和應用的量測方法,具體如下:

1) 位移測量。雖然采用的水平作動器可直接輸出不同位移下所對應的荷載和位移,但仍在加載處混凝土柱兩側各施加一個水平位移計1和水平位移計2,以校正所輸出的位移,位移測點布置如圖4所示。

(a)XJZ-1 (b)BJZ-1 (c)BJZ-2

2) 應變測量。為判斷混凝土柱的破壞模式和應變分布,須對縱向鋼筋應變進行準確測量。結合所設計的各試件,在異徑灌漿套筒上端縱向鋼筋上設置應變片S1和S2,灌漿套筒中間處設置應變片S3和S4,機械套筒下側縱向鋼筋上設置應變片S5和S6;在底梁上側水平箍筋上設置應變片S7,如圖4所示。各應變片測量的量程為-0.15～0.15。

2 試驗現象與破壞形態

2.1 試件XJZ-1

對XJZ-1往復加載后,其破壞形態如圖5所示,主要包括彈性階段、開裂階段和破壞階段。由于加載時柱截面的東面和西面、南面和北面分別對稱,對以下分析時僅取東面和南面進行描述。

(a)東面裂縫發展 (b)南面裂縫發展

1)彈性階段。當加載位移小于8 mm時,無裂縫產生,荷載-位移曲線基本處于彈性。

2)開裂階段。當加載位移為12～32 mm時,裂縫均發生東面。位移為12 mm的第1個正向加載時,距柱底600 mm處出現水平裂縫12-①-1(位移-循環次數-第幾條裂縫,下同),隨后出現水平裂縫12-①-2。位移為16 mm時,試件出現水平短裂縫16-②-1,繼續加載時出現水平裂縫16-②-2～16-②-5。位移為20 mm時,底部向上發展豎向裂縫20-①-1,隨后出現水平長裂縫,且裂縫20-③-1與裂縫12-①-1相交。位移為24 mm時,第1次和第2次加載時均出現水平長裂縫并貫穿整個截面。位移為32 mm時,出現水平斜裂縫32-②-1,并與16-②-5相交。

3)破壞階段。加載方向的南面,位移為36 mm時,右側出現貫穿柱的水平裂縫36-①-1。位移為44 mm時,南面中間出現水平裂縫;東面左側柱底出現斜裂縫。位移為48 mm時,左側出現水平裂縫48-①-1和斜裂縫48-①-2;隨后沿底部中間產生斜裂縫48-③-1和垂直裂縫48-③-2。位移為52 mm時,將產生水平裂縫36-①-1相交的豎向裂縫52-③-1和52-③-2。最后,位移為56 mm時,柱底出現混凝土被壓碎,且發生縱筋彎曲,并有明顯的非彈性變形,試驗停止。

以上分析表明,試件在東面柱底兩側出現大量水平裂縫,隨后在南面柱底部出現水平和豎向裂縫,并伴隨著柱底混凝土壓碎和縱筋彎曲后,試件發生受彎破壞,最終達到極限位移。

2.2 試件BJZ-1

BJZ-1進行往復加載后的破壞形態如圖6所示,同樣包括彈性階段、開裂階段和破壞階段。

(a)東面裂縫發展 (b)南面裂縫發展

1)彈性階段。當加載位移小于4 mm時,無裂縫產生,荷載-位移曲線基本處于彈性。

2)開裂階段。位移為8 mm時,南面出現豎向短裂縫8-②-1。位移為12 mm時,東面左側出現水平裂縫12-①-1、斜裂縫12-①-2和水平裂縫12-③-1與12-③-2。位移為16 mm時,此時東面出現斜裂縫16-①-1～16-①-4,隨后南面沿短裂縫8-②-1向上發展斜裂縫。位移為20 mm時,東面右側出現水平裂縫20-①-1和斜裂縫20-①-2;隨后南面出現水平裂縫20-②-1和20-②-2。位移為24 mm時,東南出現水平裂縫24-②-1,且隨后出現斜裂縫24-②-2,并與裂縫16-①-4相交。位移為32 mm時,右側出現豎向裂縫32-②-1,且裂縫寬度為1.7 mm時脫落。同時,2個異徑半灌漿套筒上部縱筋一側受彎屈曲。

3)破壞階段。位移為40 mm時,東面左側距柱底300～800 mm區域出現混凝土大面積壓碎并脫落現象;隨后,東南左側距柱底300 mm以下的混凝土也出現壓碎現象,灌漿套筒出現外露。位移為44 mm時,底部坐漿層出現脫落;位移為48 mm時,已經發生明顯破壞和非彈性變形,試驗停止。

以上分析表明,試件東面產生大量水平裂縫和沿注漿孔對角斜裂縫,南面底部也產生水平和斜裂縫,且柱底混凝土被壓碎。隨后,2個灌漿套筒上部的縱筋連接處一側受彎屈服,且坐漿層大面積脫落,試件受彎破壞,最終達到極限位移。

2.3 試件BJZ-2

對BJZ-2進行往復加載后,其破壞形態如圖7所示。具體破壞形態如下:

(a)東面裂縫發展 (b)南面裂縫發展

1)彈性階段。當試件位移不超過4 mm時,各截面無裂縫產生,力學曲線基本處于彈性。

2)開裂階段。位移為8 mm時,東面左側出現水平裂縫8-②-1和8-②-2;繼續加載時,沿柱底中部出現短斜裂縫8-③-1和水平裂縫8-③-2。位移為12 mm時,沿左右兩側邊緣產生水平裂縫12-①-1、豎向裂縫12-①-2以及水平裂縫12-①-3。位移為16 mm時,南面左側出現水平裂縫和坐漿層裂縫;東面沿注漿孔方向產生斜裂縫。位移為20 mm時,南面左側發生水平裂縫和斜裂縫。位移為28 mm時,東面左側出現水平裂縫,南面出現豎向長裂縫和水平裂縫;繼續加載后,東面出現水平裂縫28-③-1～28-③-3。位移為32 mm時,南面左側出現開裂并形成裂縫。位移為36 mm時,南面左側出現豎向裂縫和水平裂縫。另外,位移為40 mm時,東面左、右兩側各一個灌漿套筒上部縱筋的一側也發生受剪破壞。

3)破壞階段。位移為56 mm時,南面出現水平裂縫56-③-2,且柱底坐漿層出現大面積脫落。位移增大時,裂縫數量不再增加,但部分裂縫發生不同程度的擴展和延伸,且部分灌漿套筒外的混凝土出現壓碎和脫落現象。位移為80 mm時,此時試件已經發生了明顯破壞和非彈性變形,在這種情況下,試驗停止。

以上分析表明,試件BJZ-2與試件BJZ-1基本相同,首先東面產生大量水平裂縫和沿注漿孔對角斜裂縫,南面底部和上部也產生水平和斜裂縫;隨后混凝土出現壓碎和脫落,且部分灌漿套筒上部縱筋一側受彎屈服,試件發生預期的受彎破壞,坐漿層出現脫落,最終達到極限位移。

3 試驗結果分析

3.1 荷載-位移曲線

往復荷載下,試件XJZ-1、BJZ-1和BJZ-2的荷載-位移曲線如圖8所示。具體描述如下:

位移/mm

1)試件XJZ-1。往復加載下,其滯回曲線基本對稱且飽滿。加載初期位移小于2.6 mm(小震)時,試件處于彈性,曲線呈線性關系。隨著位移增大,在東南和南面均出現水平和豎向裂縫,并進入彈塑性階段,混凝土與鋼筋之間的相對滑移逐漸增大,但承載力無明顯下降,未出現捏縮現象。當位移為27 mm(大震)時,試件的承載力為82.03 kN,各截面損傷較小且仍有較大延性。當位移為56 mm時達到極限狀態,柱底混凝土被壓碎且縱向鋼筋發生屈服和彎曲現象。

2)試件BJZ-1。往復加載下,當試件位移小于2.6 mm時,荷載-位移曲線為線性關系,無任何裂縫。繼續加載時,試件產生大量水平裂縫和斜裂縫,且坐漿層也出現裂縫。位移為27 mm時,試件承載力為61.52 kN,小于試件XJZ-1的承載力。當位移為32 mm時,滯回曲線開始出現不對稱現象,這主要是由于正向加載時有2個灌漿套筒與上部連接處的鋼筋一側發生屈服現象,其正向承載力和剛度發生明顯下降;反向加載時由于鋼筋未屈服,其承載力不受影響。位移為40 mm時混凝土出現壓碎和脫落現象,且位移為48 mm達到極限狀態。

3)試件BJZ-2。往復加載下,當位移小于2.6 mm時,試件力學曲線呈線性關系且無任何損傷。繼續加載時,試件進入彈塑性階段,東面出現大量水平裂縫和沿注漿孔對角斜裂縫,且南面底部和上部也產生水平和斜裂縫。位移達到27 mm時,試件承載力為72.36 kN,高于試件BJZ-1的承載力,即柱底設置抗剪連接件可提高其承載力。當位移為40 mm時,由于正向和反向加載時各有1個灌漿套筒與上部鋼筋連接處發生受彎屈服現象,其承載力有所下降,但滯回曲線仍然對稱。繼續加載時,試件承載力還有所提高,且裂縫數量不再增加但會繼續擴展。當位移為80 mm時達到極限狀態并停止加載。

3.2 骨架曲線

提取每次往復荷載中最大的力和位移,并將其相連得到骨架曲線,可確定實際的力-位移關系[15]。試件XJZ-1、BJZ-1和BJZ-2的骨架曲線如圖9所示,試件XJZ-1、BJZ-1、BJZ-2的初始剛度分別為10.52、6.75、7.65 kN·mm-1,即現澆混凝土柱的初始剛度最大;普通并筋柱的初始剛度值最小,且設置抗剪件可使初始剛度值增大13.33%。另外,試件XJZ-1、BJZ-1和BJZ-2的最大荷載值分別為97.25、67.70、81.31 kN,對應的位移值分別為36、32、40 mm,但試件BJZ-2的極限位移最大。另外,3條骨架曲線在彈塑性階段均存在波動現象,分析可能由于加載過程中水平和斜裂縫的產生使試件的承載力下降。然而,在隨后的加載中縱向鋼筋繼續強化,使試件承載力在下一個位移步中又出現增大現象。

位移/mm

3.3 應變變化規律

由于異徑半灌漿套筒與上部16 mm縱筋連接處的縱筋受力和應變均大于其他部分,故在試件XJZ-1、BJZ-1和BJZ-2中取測點S1的荷載-應變曲線為研究對象,如圖10所示。各試件荷載-應變曲線與荷載-位移曲線走勢也基本相同。試件XJZ-1在小震和大震作用下對應的應變分別為0.163×10-3、1.740×10-3,小于16 mm直徑鋼筋的屈服應變2.170×10-3;在位移為56 mm時的應變為3.2081×10-3,大于鋼筋的極限應變3.035×10-3。試件BJZ-1在小震和大震下的應變分別為0.215×10-3、2.012×10-3,小于屈服應變2.170×10-3;在位移為48 mm時,極限應變為3.960×10-3,這主要是由于加載后期剛度退化嚴重所導致的。試件BJZ-2在小震和大震下的應變分別為0.133×10-3、1.724×10-3,小于屈服應變2.170×10-3;在位移為80 mm時,極限應變為5.596×10-3,此時試件位移已經遠超前2個試件的最大加載位移。各試件在大震作用下縱向鋼筋仍處于彈性狀態,且具有較大延性。另外,各試件在達到極限狀態時,縱向鋼筋都發生了屈服,但箍筋均未見屈服,均發生彎曲破壞。

應變/10-3

3.4 延性系數

延性系數μ是反映構件抗震性能的重要參數之一,為峰值位移Δp與屈服位移Δy的比值[16]。表1給出了各試件的荷載與位移試驗結果,包括屈服點、峰值點和極限點對應的正反向加載荷載及位移,以及延性系數。由于試件XJZ-1在達到極限位移時滯回曲線無明顯下降,其峰值點和破壞點所對應的荷載與位移值分別相等,平均延性系數為5.45。由于試件BJZ-1正向加載時在達到峰值后縱筋一側發生受彎屈服現象,正向峰值位移取荷載降至85%峰值荷載時所對應的位移,反向取極限位移點所對應的位移,μ為3.51。試件BJZ-2正、反向加載時的峰值位移也取荷載降至85%峰值荷載時對應的位移,μ為4.43。因此,現澆混凝土柱的延性最好,且在并筋柱中設置抗剪連接件可有效提高其延性和承載力。

表1 試件XJZ-1、BJZ-1和BJZ-2的延性系數

在軸力、剪力和彎矩的共同作用下,普通并筋柱(BJZ-1)和帶抗剪件并筋柱(BJZ-2)相比現澆混凝土柱(XJZ-1),其最大承載能力分別下降30.74%、16.80%,峰值位移和鋼筋應變等也有所增大,即試件XJZ-1的抗震性能優于比試件BJZ-1和BJZ-2。然而,對于帶抗剪件的并筋柱,其底部抗剪連接件的設置可提高其受剪承載力。另外,由于結構柱中部可能出現反彎點,可將該種帶抗剪件并筋柱用于反彎點處。其中,軸力和較小彎矩由套筒灌漿連接承擔,剪力由套筒和抗剪連接件共同承擔,其連接處的承載要求可低于柱底的承載要求。同時,所有裝配式混凝土柱均在樓層中間處進行套筒灌漿連接,在裝配式混凝土柱與裝配式混凝土梁連接處采用干式節點,可更好地形成全裝配式混凝土結構,為裝配式建筑結構的發展提供新的方法。

4 結論

1)試件XJZ-1在東面柱底出現水平裂縫,隨后南面柱底出現水平和豎向裂縫,最后柱底混凝土壓碎和縱筋彎曲;試件BJZ-1與BJZ-2的破壞形態基本相同,表現為東面產生水平裂縫和沿注漿孔對角斜裂縫,隨后南面產生水平和斜裂縫,混凝土出現壓碎和脫落現象,最后異徑灌漿套筒上部縱筋一側受彎屈服,且坐漿層大面積脫落。

2)對比試件XJZ-1、BJZ-1和BJZ-2荷載-位移曲線可知,現澆混凝土柱試件XJZ-1承載能力、初始剛度和延性系數最大,具有最好的抗震性能;相比未設抗剪件的并筋柱BJZ-1,設置抗剪件的并筋柱BJZ-2的承載力、初始剛度和延性系數分別提高13.02%、13.33%、18.50%。

3)試件BJZ-2的屈服荷載、峰值荷載和極限荷載均小于試件XJZ-1,但極限位移值高于試件XJZ-1,即該種在帶抗剪連接件的并筋柱可用于裝配式混凝土柱受力較小處(如柱間),且宜盡可能增大抗剪件面積和高度。

(4)各試件在加載過程中,均產生水平裂縫,繼續加載時出現縱筋屈服且混凝土出現局部脫落現象,但箍筋未發生屈服,即各試件的破壞模式均為彎曲破壞,滿足“強剪弱彎”的要求。

基于并筋的裝配式混凝土柱中,縱筋與套筒連接處的屈服現象會導致承載力下降和往復荷載下荷載不對稱。對并筋柱進行設計時須防止此處截面發生受剪破壞。另外,抗剪連接件的高度也須進一步開展有限元參數化研究,這也是下一步須重點解決的問題之一。