鋼齒槽連接裝配式混凝土柱抗震性能試驗(yàn)

顏 軍， 王可卿， 羅海艷， 呂慧慧， 李升才

(1. 宿遷學(xué)院 建筑工程學(xué)院， 江蘇 宿遷 223800；2. 華僑大學(xué) 土木工程學(xué)院， 福建 廈門 361021)

裝配式結(jié)構(gòu)體系的開發(fā)與應(yīng)用，是實(shí)現(xiàn)建筑工業(yè)化的主要途徑。20世紀(jì)80年代以來，國內(nèi)外學(xué)者針對(duì)裝配式結(jié)構(gòu)進(jìn)行了大量的試驗(yàn)研究[1～7]。

裝配式框架柱-柱連接的可靠性及受力性能是保證裝配式結(jié)構(gòu)整體性的關(guān)鍵。近年來，國內(nèi)學(xué)者針對(duì)鋼筋混凝土柱連接構(gòu)造與設(shè)計(jì)方法開展較多的試驗(yàn)研究。李青寧等[8～11]針對(duì)局部外包鋼管設(shè)置橫穿栓筋連接裝配式高強(qiáng)螺旋箍筋混凝土柱的可靠性進(jìn)行了試驗(yàn)研究，給出了屈服荷載和破壞荷載的計(jì)算公式。滕軍等進(jìn)行了套筒灌漿節(jié)點(diǎn)連接方式的預(yù)制拼裝柱抗震性能試驗(yàn)及數(shù)值模擬，明確了預(yù)制柱抗震性能隨軸壓比、灌漿料強(qiáng)度的變化規(guī)律，指出了套筒灌漿節(jié)點(diǎn)連接預(yù)制柱不宜采用過高強(qiáng)度的混凝土材料，且軸壓比不宜過高[12]。汪梅等[13～16]針對(duì)全預(yù)制干式連接框架柱進(jìn)行了抗震性能試驗(yàn)和理論分析，說明采用干式連接的裝配式框架柱的抗震性能與現(xiàn)澆柱基本相同。劉陽等[17]進(jìn)行了采用改進(jìn)縱筋連接的裝配式鋼筋混凝土柱的抗震性能試驗(yàn)，研究了軸壓比和構(gòu)造形式對(duì)試件抗震性能的影響，并提出了合理構(gòu)造形式。張敬微等[18]研究了采用鋼筋套筒擠壓連接預(yù)制鋼筋混凝土柱的抗震性能，研究結(jié)果顯示，套筒擠壓連接接頭能有效傳遞鋼筋拉力或壓力，可以應(yīng)用于裝配式柱內(nèi)縱向鋼筋的連接。

本文提出了一種新型連接方式，即焊接鋼齒槽連接。鋼齒槽分為單直齒槽、單坡齒槽、雙直齒槽和雙坡齒槽四種，見圖1。其基本思路是將柱內(nèi)縱筋與齒槽內(nèi)壁焊接，齒與槽通過綴板焊接連接。本文對(duì)上述四種不同連接方式的裝配式混凝土柱進(jìn)行低周反復(fù)加載試驗(yàn)，旨在驗(yàn)證該連接方式的可靠性及工作性能，為鋼齒槽連接應(yīng)用于裝配式結(jié)構(gòu)中提供依據(jù)。

1 試驗(yàn)概況

1.1 試件設(shè)計(jì)

表1 鋼材材料性能

注：fy為鋼材屈服強(qiáng)度；fb為鋼材極限強(qiáng)度；Es為鋼材彈性模量

圖2 試件Z1尺寸及構(gòu)件詳圖/mm

圖3 試件Z2尺寸及構(gòu)件詳圖/mm

圖4 試件Z3尺寸及構(gòu)件詳圖/mm

圖5 試件Z4尺寸及構(gòu)件詳圖/mm

圖6 試件Z5尺寸及構(gòu)件詳圖/mm

1.2 試件制作與裝配

以雙坡齒槽連接裝配式試件的制作與裝配過程為例，如圖7所示。

(1)預(yù)制鋼齒槽連接件制作：由宿遷市鵬程輕鋼結(jié)構(gòu)工程有限公司制作，連接件均采用Q235B鋼板焊接而成，焊縫質(zhì)量等級(jí)為3級(jí)。

(2)鋼筋骨架制作：上、下柱分別進(jìn)行。上柱制作較為簡便，首先將上柱縱筋貼焊在上柱連接件的內(nèi)側(cè)，然后將制作好的焊接環(huán)式箍筋套在縱筋上并綁扎好，形成完整的上柱部分鋼筋骨架。裝配試件下柱制作先將底座的鋼筋籠作為單獨(dú)一部分先綁扎制作，其次將下柱中的縱向鋼筋嵌入底座鋼筋骨架中部，再次將焊接好的環(huán)式箍筋套入柱中按照要求綁扎好，最終通過焊接的方式將下柱縱筋貼焊在連接件的內(nèi)側(cè)。

(3)模板制作混凝土澆筑：現(xiàn)澆試件及裝配式下柱均采用臥式澆筑，裝配式上柱采用立式澆筑。混凝土為C50商品混凝土，由宿遷市恒豐新型建材有限公司提供。

(4)養(yǎng)護(hù)：混凝土澆筑完成24 h后拆模并澆水養(yǎng)護(hù)28 d。

(5)裝配：上、下柱對(duì)接完成后，在試件拼縫處，焊貼200 mm×60 mm×10 mm 的鋼板，焊腳尺寸為5 mm。

圖7 預(yù)制試件制作過程

1.3 加載方案及量測(cè)內(nèi)容

試驗(yàn)在宿遷學(xué)院結(jié)構(gòu)實(shí)驗(yàn)室進(jìn)行。試驗(yàn)過程中豎向荷載采用500 t穩(wěn)壓千斤頂施加，并在試驗(yàn)過程中保持恒定不變；水平荷載采用MTS擬靜力加載系統(tǒng)200 t作動(dòng)器施加；千斤頂與柱頂之間放置單向轉(zhuǎn)動(dòng)鉸，以保證柱頂在加載方向可自由轉(zhuǎn)動(dòng)；試件底座通過兩根壓梁與地面槽道相連的方式固定在剛性地面上。試驗(yàn)裝置如圖8，9所示。

圖8 試驗(yàn)裝置示意

圖9 試驗(yàn)裝置照片

試件安裝完畢后，施加豎向荷載值15%的預(yù)定荷載值，對(duì)試件進(jìn)行對(duì)中并校驗(yàn)儀器工作情況是否正常，校正工作完成后卸載。正式加載開始，豎向荷載1次施加至預(yù)定值，并保持恒定不變。整個(gè)加載過程采用位移控制，通過柱根部縱筋的拉應(yīng)變是否達(dá)到鋼筋屈服應(yīng)變，判斷試件是否屈服。屈服前的加載位移角依次為1/1000，1/800，1/500，1/300，1/250，1/200，1/150，1/100，1/50，1/40，每級(jí)循環(huán)1次，直至試件達(dá)到屈服位移。屈服后每級(jí)加載位移為0.5倍的y(屈服位移)遞增，每級(jí)循環(huán)3次；當(dāng)水平荷載下降至峰值荷載的85%以下時(shí)認(rèn)為試件破壞，停止試驗(yàn)。

試驗(yàn)過程中的主要量測(cè)內(nèi)容如下：(1)柱頂水平荷載和水平位移，由MTS實(shí)時(shí)記錄并繪制P-曲線；(2)柱根部塑性鉸區(qū)域縱向鋼筋和箍筋上布置3 mm×5 mm電阻應(yīng)變片，以量測(cè)鋼筋的應(yīng)變；(3)上、下柱連接區(qū)域外貼鋼板的應(yīng)變；(4)采用位移計(jì)量測(cè)塑性鉸彎曲變形和剪切變形；(5)底座端部沿加載方向布置位移計(jì)，測(cè)量試件的整體位移。

所有力、位移、應(yīng)變信號(hào)均通過MTS系統(tǒng)和DH3816數(shù)據(jù)采集系統(tǒng)自動(dòng)采集。

2 試驗(yàn)結(jié)果與分析

2.1 試驗(yàn)現(xiàn)象

現(xiàn)澆試件和裝配式試件的破壞，均經(jīng)歷開裂、屈服、極限和破壞四個(gè)階段，且最終破壞形態(tài)均為彎曲破壞，各試件的破壞結(jié)果見圖10。

圖10 各試件的破壞形態(tài)

(1)開裂階段

加載位移角為1/500時(shí)，試件Z1正面距離柱底160 mm處出現(xiàn)首條較短的水平裂縫，此時(shí)荷載為31.44 kN。當(dāng)加載位移角為1/300時(shí)，試件正面根部及左、右側(cè)面出現(xiàn)首條裂縫。試件Z2，Z4，Z5的初裂位移角均1/800，初裂荷載分別為25.57，20.90，28.53 kN。Z3直至位移角為1/250時(shí)才在試件正面和左側(cè)面出現(xiàn)首條裂縫，初裂荷載為38.21 kN。此后，隨水平加載位移的不斷增大，新裂縫不斷產(chǎn)生。

(2)屈服階段

當(dāng)加載位移角為1/125時(shí)，試件Z1縱筋受拉的應(yīng)變值達(dá)到2300，試件Z1達(dá)到屈服狀態(tài)，正、反向屈服荷載平均值為69.47 kN。各試件的裂縫主要出現(xiàn)在試件的正面及背面，且均為水平裂縫。試件Z1的水平裂縫分布在距柱底500 mm的范圍，而試件Z2～Z5的水平裂縫則均分布在柱底300 mm的范圍。試件Z2～Z4的屈服位移角均為1/100，屈服荷載平均值分別為73.43，75.42，73.94 kN。試件Z5的屈服位移角為1/90，屈服荷載平均值為82.10 kN?？梢姡捎盟姆N連接方式均可提高試件的屈服位移和屈服荷載。采用坡齒槽連接的裝試件屈服荷載要高于直齒槽連接的試件。

(3)峰值階段

進(jìn)入此階段后，各試件新裂縫出現(xiàn)較多，且原有水平裂縫均向斜向45角發(fā)展，并逐漸形成交叉裂縫。當(dāng)加載位移角為1/50第一循環(huán)時(shí)，試件Z1達(dá)到峰值荷載，正、反向峰值荷載平均值為98.16 kN。第三循環(huán)時(shí)，試件Z1的正面和右側(cè)面角部混凝土出現(xiàn)起鼓現(xiàn)象。試件Z2～Z5峰值荷載對(duì)應(yīng)的位移角分別為1/52.1，1/49.2，1/45.9，1/47.8。試件Z2～Z5的峰值荷載平均值分別為97.01，97.77，98.49，103.18 kN。

(4)破壞階段

當(dāng)加載位移角為1/41.6時(shí)，試件Z1的角部混凝土壓碎并脫落，試件左側(cè)面和右側(cè)根部混凝土也出現(xiàn)較大面積的脫落。當(dāng)加載位移角為1/25時(shí)，試件Z1的水平荷載下降至91.73 kN，為峰值荷載的84.8%，試件Z1最終因根部形成塑性鉸而破壞，塑性鉸高度為200 mm。試件Z2～Z5破壞時(shí)的塑性角高度分別為170，150，240，260 mm。試件Z2～Z4破壞時(shí)的位移角均為1/28.6，試件Z5破壞時(shí)的位移角為1/30。

綜上所述，所有裝配式試件上柱與下柱連接區(qū)域均未發(fā)生變形或錯(cuò)動(dòng)，保持完好，說明單直齒槽、單坡齒槽、雙直齒槽、雙坡齒槽四種連接方式均可靠。單齒槽連接的裝配式柱承載力與現(xiàn)澆柱相比承載力相當(dāng)，采用雙齒槽連接的裝配式柱承載力與現(xiàn)澆柱相比略有提高。

2.2 滯回曲線

各試件的水平力-水平位移滯回曲線如圖11所示。其中P為加載點(diǎn)水平荷載；為加載點(diǎn)水平位移；θ為層間位移角，θ=1/H(H為加載點(diǎn)至柱底的距離，取H=1350 mm)。由圖11可見：各試件的水平力-水平位移滯回曲線均較為飽滿，無捏縮現(xiàn)象，說明裝配式試件和現(xiàn)澆試件均具有良好的延性和耗能能力。試件Z2和Z3的滯回曲線下降段較為平緩，而試件Z4和Z5的滯回曲線下降段較陡。采用雙齒槽連接的試件承載力比單齒槽連接的試件承載力略高，延性也基本相當(dāng)，但后期剛度退化速度較快。

圖11 試件滯回曲線

2.3 骨架曲線

試件骨架曲線如圖12所示。由圖12可知：總體上，峰值荷載后各試件的骨架曲線下降段均較緩，表現(xiàn)出很好的延性。試件Z2～Z5與Z1試件相比，骨架曲線上升段的斜率略小。說明采用裝配式試件加載初期的剛度略小于現(xiàn)澆試件。試件Z2和Z3的骨架曲線下降段的斜率與Z1基本一致，而試件Z4和Z5的骨架曲線下降段略陡，說明加載后期采用雙齒槽連接裝配式焊接箍筋柱的剛度退化較快。

圖12 試件的骨架曲線

3 抗震性能分析

3.1 承載力與延性指標(biāo)

采用等能量法[17]來確定試件的屈服位移Δy和屈服荷載Py。峰值荷載Pb和峰值位移Δb為試件達(dá)到最大承載力時(shí)對(duì)應(yīng)的荷載與位移。極限位移Δu取水平荷載下降至峰值荷載的85%左右對(duì)應(yīng)的位移值。延性系數(shù)μu取試件破壞時(shí)的水平位移與屈服位移的比值，即μu=Δu/Δy，計(jì)算結(jié)果見表2。層間位移角取各狀態(tài)下水平位移與試件計(jì)算高度的比值，即θ=Δ/H。GB 50011-2010《建筑抗震設(shè)計(jì)規(guī)范》[19]規(guī)定，鋼筋混凝土框架彈性層間位移角限值θe為1/550，彈塑性層間位移角限值θp為1/50。表3給出了各試件的屈服、峰值與破壞狀態(tài)的位移角及其與規(guī)范規(guī)定的彈性、彈塑性位移角限值之比。

表2 試件荷載-位移特征點(diǎn)及延性系數(shù)

注：Pu為破壞狀態(tài)時(shí)的水平荷載

試件Z2和Z3的峰值荷載與試件Z1的比值分別為0.989和0.996。試件Z4和Z5的的峰值荷載與試件Z1的比值分別為1.01和1.05?？傮w而言，采用單齒槽連接的裝配式試件與現(xiàn)澆試件的承載力相當(dāng)，單坡齒槽連接試件的承載力略高于單直齒槽連接試件。采用雙齒槽連接裝配式試件承載力略高于現(xiàn)澆試件，雙坡齒槽連接試件的承載力高于雙直齒槽連接試件。采用雙齒槽連接的裝配式試件承載力高于單齒槽連接的裝配式試件。

由表3可知，當(dāng)試件屈服時(shí)，裝配式試件Z2～Z5的轉(zhuǎn)角達(dá)到5.0～5.55倍彈性層間位移角限值，而現(xiàn)澆試件Z1的轉(zhuǎn)角為4.0倍彈性層間位移角限值。當(dāng)試件達(dá)到破壞時(shí)，各試件的轉(zhuǎn)角為1.65～1.75倍彈塑性層間位移角限值，與現(xiàn)澆柱的轉(zhuǎn)角相當(dāng)，均超過了規(guī)范的限值要求?？梢姡捎娩擙X槽連接的裝配式焊接箍筋混凝土柱可以替代整澆柱，滿足抗震設(shè)計(jì)的要求。

表3 試件的層間位移角對(duì)比分析

注：θy為屈服狀態(tài)時(shí)的試件位移角；θb為峰值狀態(tài)時(shí)的試件位移角；θu為破壞狀態(tài)時(shí)的試件位移角

3.2 剛度退化

采用割線剛度描述框架柱的剛度退化規(guī)律[20]，按式Kj=(|+Pj|+|-Pj|)/(|+Δj|+|-Δj|)計(jì)算，其中Kj為第j級(jí)荷載下的剛度，+Pj和-Pj分別為第j級(jí)荷載下的正向和反向水平荷載最大值，+Δj和-Δj分別為第j級(jí)荷載下最大荷載對(duì)應(yīng)的位移值。

各試件的剛度K與位移的關(guān)系曲線如圖13所示。由圖13可知，隨著加載位移的增大試件割線剛度整體呈下降趨勢(shì)。裝配式試件的初始剛度均小于現(xiàn)澆試件。屈服荷載前，單直齒槽連接裝配式試件的剛度退化速度最快，雙直齒槽連接試件剛度退化速度最慢。屈服荷載后，各試件的剛度退化趨于平穩(wěn)，裝配式試件與現(xiàn)澆試件并無明顯差異。

圖13 試件剛度退化對(duì)比

試件在不同位移角時(shí)的割線剛度K由表4給出，其中γ表示以位移角為1/1000時(shí)的割線剛度為基數(shù)計(jì)算得到的剛度退化系數(shù)。由表4可以看出，當(dāng)位移角為1/100時(shí)，現(xiàn)澆柱的割線剛度為初始剛度的40%，裝配柱的割線剛度為初始剛度的47%～61%。裝配式柱的剛度退化速率小于現(xiàn)澆柱。各位移幅值下，裝配式試件的割線剛度值與現(xiàn)澆柱基本相同，說明采用單直齒槽、單坡齒槽、雙直齒槽和雙坡齒槽連接的裝配式試件均可靠。

表4 試件的割線剛度K及割線剛度退化系數(shù)γ

3.3 耗能指標(biāo)

根據(jù)JGJ/T 101-2015《建筑抗震試驗(yàn)規(guī)程》[20]規(guī)定，試件在不同位移角時(shí)的耗能能力可采用滯回耗能E和等效阻尼系數(shù)he來綜合評(píng)價(jià)。表5給出了不同狀態(tài)時(shí)E和he的計(jì)算結(jié)果。

表5 試件各階段的能量耗散系數(shù)

圖14，15分別給出了E，he與加載位移對(duì)應(yīng)曲線。由表5、圖14和圖15可以看出，各試件的耗能均隨加載位移的增大而增加。屈服狀態(tài)時(shí)，試件Z5的耗能能力優(yōu)于現(xiàn)澆試件Z1，試件Z2～Z4的耗能能力比現(xiàn)澆試件Z1略差。峰值狀態(tài)時(shí)，試件Z2～Z5的耗能能力均優(yōu)于現(xiàn)澆試件Z1，雙齒槽連接裝配式試件的耗能能力略優(yōu)于單齒槽連接裝配式試件。當(dāng)位移角大于1/50時(shí)，試件Z2，Z3，Z4的等效粘滯阻尼系數(shù)與Z1相比分別增加6.7%，5.6%，18.8%，而Z5的粘滯阻尼系數(shù)與Z1相比降低了0.6%?？傮w上，裝配式焊接箍筋柱耗能能力與現(xiàn)澆柱相當(dāng)，其中雙直齒槽連接裝配式焊接箍筋混凝土柱的耗能能力最優(yōu)。

圖14 不同位移幅值下耗能

圖15 等效阻尼系數(shù)對(duì)比

3.4 承載力退化

在相同位移幅值下，試件承載力隨循環(huán)加載次數(shù)增加而降低的現(xiàn)象稱為承載力退化，用Φi表示。按式λi=Pj-i/Pj-1計(jì)算各試件承載力退化率[20]，其中Pj-i為第j級(jí)位移幅值下第i次循環(huán)的峰值荷載平均值，Pj-1為第j級(jí)位移幅值下第1次循環(huán)的峰值荷載平均值。不同位移下各試件承載力退化率計(jì)算結(jié)果見表6。

表6 不同位移幅值下承載力退化系數(shù)λi

由表6可知，在2.0倍屈服位移之前，試件承載力退化不明顯。當(dāng)加載位移大于2.5倍屈服位移時(shí)，試件承載力才出現(xiàn)較大比例的退化。試件Z2～Z5的最大承載力退化率為6.9%～10.5%，試件Z1最大承載力退化率為6.2%，說明裝配式試件與現(xiàn)澆試件的退化規(guī)律差別不大。采用4種連接方式裝配式焊接箍筋柱與現(xiàn)澆柱的滯回性能一致，在地震作用后期仍能保持良好的抗震承載能力。

4 結(jié) 論

針對(duì)采用鋼齒槽連接裝配式焊接箍筋混凝土柱抗震性能進(jìn)行了1/2縮尺模型擬靜力試驗(yàn)研究。通過試驗(yàn)現(xiàn)象和數(shù)據(jù)分析，主要得到以下結(jié)論：

(1)采用單直齒槽、單坡齒槽連接裝配式試件的承載能力為現(xiàn)澆柱的98.9%和99.6%；采用雙直齒槽、雙坡齒槽連接裝配式試件的承載能力為101%和105%。說明，采用雙齒槽連接裝配式試件的承載能力略高于采用單齒槽連接裝配式試件，亦優(yōu)于現(xiàn)澆試件。

(2)試件屈服時(shí)，裝配式試件的轉(zhuǎn)角為5.0～5.5倍彈性位移角限值。當(dāng)試件達(dá)到最大荷載時(shí)，裝配式試件均已達(dá)到彈塑性層間位移角限值。當(dāng)試件達(dá)到破壞時(shí)，裝配式試件的變形，裝配式試件的轉(zhuǎn)角為1.65～1.75倍彈塑性層間位移角限值，與現(xiàn)澆柱的轉(zhuǎn)角相當(dāng)，均超過了規(guī)范的限值要求。

(3)采用鋼齒槽連接裝配式試件的延性系數(shù)為3.32～3.50之間，表現(xiàn)出良好的延性及耗能能力。

(4)裝配式試件的割線剛度小于現(xiàn)澆試件，但割線剛度的退化規(guī)律相同。

(5)在低周反復(fù)荷載作用下，采用單直齒槽、單坡齒槽、雙直齒槽和雙坡齒槽連接的裝配式試件與現(xiàn)澆試件的破壞過程和破壞形態(tài)基本相同，均為彎曲破壞。連接部位均未出現(xiàn)明顯的相對(duì)滑移，鋼齒槽連接件工作性能可靠，能滿足在地震作用下的傳力要求。