不同轴压比下浆锚连接装配式异形柱框架结构的抗震性能试验研究

倪韦斌，张旭，王少杰，周满，孙宏宇，吕绪亮

(1. 山东农业大学水利土木工程学院，山东 泰安，271018；2. 中南大学土木工程学院，湖南 长沙，410083；3. 山东明睿达新技术研究院有限公司，山东 济南，250101)

装配式混凝土异形柱框架结构不仅具有室内柱楞不外露、使用灵活、美观适用等优点，且具有装配式结构施工快速、构件质量可靠等特点[1-2]，易于在新民居建设中推广应用。节点连接是决定装配式混凝土结构抗震性能的核心要素，现有的预制构件竖向湿式连接主要包括灌浆套筒连接和浆锚连接。与灌浆套筒连接相比，浆锚连接工程造价低且搭接长度更长，受力可靠且抗震性能更稳定[3]。

在现浇混凝土结构领域，人们已对各种截面类型的异形柱构件[4-5]、异形柱梁柱节点[6-7]以及异形柱框架结构[8-10]的力学与抗震性能展开研究。针对装配式混凝土异形柱框架结构的抗震性能研究，以装配式混凝土异形柱梁柱节点[11-12]、装配式混凝土异形柱-钢梁组合节点[13-14]、装配式型钢异形柱结构[15-17]的抗震性能研究为主。针对轴压比的影响，陈海彬等[18]研究了不同轴压比下足尺内置圆钢管混凝土异形柱-组合梁装配式中节点的抗震性能。浆锚连接装配式结构的抗震性能研究结果表明[19-22]，浆锚连接能够有效传递钢筋应力且性能可靠。然而，有关不同轴压比作用下采用浆锚连接的足尺装配式混凝土异形柱框架结构的抗震性能研究较少。

为此，本文作者以某装配式混凝土异形柱框架结构新民居示范工程为背景，通过开展不同竖向荷载作用下的低周循环往复加载试验，研究“浆锚连接+节点后浇”装配连接方案的可靠性及其装配而成的结构在不同轴压比作用下的抗震性能，以期为浆锚连接装配式混凝土异形柱框架结构的推广提供参考依据。

1 试验概况

1.1 试件设计

以某装配式新民居示范工程为背景，采用足尺比例设计制作2 个试件，如图1 所示。图1 中，Φ8@100 表示一级钢筋直径为8 mm，箍筋间距为100 mm，其余依此类推。2 个试件截面尺寸、配筋、材料强度等级完全相同，分别命名为PCFS1和PCFS2，对应轴压比分别为0.14和0.28，用于不同轴压比下浆锚连接装配式混凝土异形柱框架结构的抗震性能试验研究。试件地梁长7.30 m，截面长×宽为800 mm×450 mm；L 型异形柱肢厚为200 mm，两方向翼缘宽度均为500 mm；梁截面长×宽为200 mm×400 mm。试件按楼层拆分，其中二层柱在反弯点处拆分。连接节点采用“浆锚连接+节点后浇”方案，即预制柱-柱竖向连接采用浆锚连接方案，搭接长度为35d(d为钢筋直径)；预制柱-梁水平连接在节点区采用局部现浇方案，预制梁纵筋伸入节点后浇区后弯折并与柱体纵筋绑扎锚固，钢筋弯折段投影长度为15d[23]，节点区连接构造如图2所示(其中，Lab为搭接长度，①～③为预制构件连接顺序)。

图1 装配构件拆分及构件配筋示意图Fig.1 Diagrams of assembly component splitting and component reinforcement

图2 装配梁-柱节点连接Fig.2 Precast beam-column joint connection

1.2 试件制作

拆分后的框架梁、框架柱均在工厂预制而成，待达到吊装转用强度后运至加载现场进行结构模型整体拼装，如图3所示。模型装配时首先进行一层预制构件的装配，在框架柱与地梁装配前，将柱端面与地梁结合面处混凝土凿毛并用高压水枪冲洗干净，然后采用斜撑调直固定后对柱根部区域进行封边养护，待封边料满足强度要求时，采用压力注浆注入水泥基灌浆料，直至各预留注浆口都均匀流出注浆料时完成封堵；当一层注浆养护24 h 后进行预制框架梁的装配，为保证后浇混凝土与预制混凝土界面的可靠黏结，同样对预制梁、柱的端面进行凿毛；此后，按照与一层相同的装配方法组装二层预制框架柱，即可建成一榀足尺装配混凝土异形柱框架结构试验模型。

图3 预制试件模型的装配过程Fig.3 Assembly process of precast specimen

1.3 材料性能

各预制构件均采用设计强度等级为C30的商品混凝土制作而成，梁柱节点后浇区采用设计强度等级为C35且加入少量膨胀剂的细石混凝土，所有构件预制及节点后浇时均预留边长为150 mm的同条件养护立方体试块；浆锚连接所需注浆料采用高强度、自密实的水泥基灌浆料，并亦在装配灌浆时预留同条件养护试块(长×宽×高为160 mm×40 mm×40 mm)。

加载时，预制构件及节点后浇区的实测混凝土立方体抗压强度分别为30.6 MPa和36.5 MPa；水泥基灌浆料的实测抗压、抗折强度分别为101.5 MPa和14.5 MPa。各预制构件的纵筋均采用HRB400级，箍筋均为HPB300级，钢筋力学性能见表1[23]。

表1 钢筋力学性能Table 1 Mechanical properties of reinforcement bars

1.4 试验加载与数据采集

图4(a)和(b)所示分别为试验加载装置及加载现场，通过反力架和具有稳压功能的2 000 kN液压千斤顶施加竖向轴压，经分配梁分配后对二层柱顶施加固定竖向荷载，不同轴压比的试件PCFS1 和PCFS2对应轴压力分别为640.64 kN和1281.28 kN；通过反力墙和MTS 液压伺服控制系统加载水平低周循环往复荷载，通过刚性压梁、螺杆与反力墙台座紧固地梁限制其竖向抬起，在水平加载方向通过螺旋千斤顶限制地梁滑动并通过百分表监控滑移。为直接获得框架模型各层高处的真实受力与变形，依据倒三角形侧向力分布模式，采用MTS系统同时控制2个分别直接作用在层高处的作动器M1和M2来实现加载。图4(a)中，D1和D2分别为一层、二层作动器的位移；H1和H2分别为作动器M1至一层柱底、作动器M2与M1之间的高度。

试件PCFS1和PCFS2采用的加载制度相同，二者均依据JGJ/T 101—2015“建筑抗震试验规程”[24]采用荷载-变形混合控制模式进行竖向荷载作用下的低周循环往复加载，如图4(c)所示(其中，Δ为位移，P为荷载)。加载制度以一层作动器出力和位移为基准，在试件开裂前采用力控制加载，分别为±10 kN，±20 kN，±30 kN，…，先施加正向推力、后施加负向拉力，各循环1次；试件开裂后改为位移加载，以开裂位移取整并作为级差进行加载，每级循环3次，至试件正负向承载力均下降至峰值荷载的85%时结束试验。

图4 试件PCFS1和PCFS2加载Fig.4 Loading of the specimens PCFS1 and PCFS2

加载期间主要采集试件各层的抗侧承载力、变形、节点应变以及裂缝演化特征，其中MTS 作动器在加载过程中可自行采集出力与变形信息。如图4(a)所示，沿框架高度方向布置2个位移传感器采集框架侧向变形；为了分析浆锚连接区的钢筋受力情况与L型异形柱的受力破坏机制，在对应柱脚与梁柱节点区域的纵筋、箍筋和混凝土构件表面布置了应变片。试验中，通过UT8516动静态应变采集仪同步采集位移计、应变片的数据，通过ZBL-F103裂缝测宽仪采集缝宽数据。

2 试验现象

规定试验加载以推为正向、拉为负向。在不同轴压比下，试件PCFS1 和PCFS2 的承载变形能力、裂缝演化均有所不同。下面以作动器M1出力与位移为例，分述试验现象。

2.1 试件PCFS1

当作动器M1加载至20 kN时，在一层柱底部灌浆口处出现第1条呈水平向的裂缝，缝长为100 mm、缝宽为0.04 mm，对应侧向变形为2.97 mm；当加载至25 kN时，一层梁南端与后浇区的结合面出现竖向拼接裂缝，此后，转入位移加载阶段。当侧移增至10～30 mm时，框架一层各柱在注浆口至地梁顶高度范围内，各柱身水平裂缝发展迅速且密集，同时一层梁南北两端各1 m范围内密集出现竖向裂缝，对应最大缝宽为0.14 mm；当加载至35 mm时，负向达到峰值承载力82.33 kN，此时一层柱脚区封边料出现裂缝，且伴有隆起趋势；当加载至50 mm 时，一层梁南北端与后浇区拼接处的混凝土开始脱落并传出轻微的“啪啪”声，同时，节点核心区内出现数条细密斜裂缝，缝宽为0.14～0.98 mm；当加载至60 mm时，正向达到峰值承载力162.59 kN，底层各L 型柱主受力方向柱腹身出现数条斜向剪切裂缝；当加载至70 mm 时，梁南北两端上部混凝土外鼓且压碎；当加载至85 mm 时，梁端纵筋外露屈曲、混凝土大面积剥落，形成梁铰；当加载至100 mm时，试件的正向承载力下降至峰值承载力的84.5%，在底层预制柱的柱脚区域混凝土局部破坏剥落严重，少量纵筋裸露且呈屈曲破坏特征，形成柱铰，此时停止加载。试件PCFS1的最终破坏状态如图5所示。

图5 试件PCFS1的最终破坏状态Fig.5 Final failure state of the specimen PCFS1

2.2 试件PCFS2

当作动器M1加载至25 kN 时，首先在一层梁南北端顺次出现竖向拼接裂缝，缝长为100 mm、缝宽为0.12 mm，对应侧向变形为2.94 mm。此后，转入位移控制阶段。当加载至10 mm 时，底层各柱距地梁顶300 mm 高度范围内出现数条水平裂缝；当加载至30 mm 时，底层各柱在灌浆口至地梁顶高度范围内的水平裂缝贯通柱身，同时在一层梁南北端1 m范围内密集出现竖向裂缝，最大缝宽为0.16 mm；当加载至40 mm时，节点核心区出现数条斜裂缝，底层框架柱柱身裂缝数量发展趋于稳定；当加载至-45 mm 和55 mm 时，分别在负向、正向先后达到峰值承载力96.33 kN 和152.55 kN；当加载至60 mm 时，底层各柱主受力方向柱腹身出现剪切裂缝；当加载至65 mm 时，一层节点后浇区内传出“啪啪”的声响；当加载至75 mm 时，负向承载力迅速下降至峰值承载力的82.8%，梁端受压区混凝土破碎脱落，纵筋与箍筋外露且纵筋屈曲，形成梁铰；当加载至85 mm时，正向承载力下降至峰值承载力的84.9%，且在底层柱脚区域的混凝土被压碎、局部纵筋屈曲，形成柱铰。此时停止加载。试件PCFS2 的最终破坏状态如图6所示。

图6 试件PCFS2的最终破坏状态Fig.6 Final failure state of the specimen PCFS2

综上可知，初裂前，装配式混凝土异形柱框架结构处于弹性变形阶段，不同轴压比下结构初裂位置不同；此后裂缝不断出现、发展，早期主要为结构外层混凝土承担抗侧作用，随着外层混凝土破坏，钢筋骨架及其内部约束的混凝土演化为主要的抗侧体，该阶段抗侧刚度退化速度相对较快；随着侧移增大，结构抗侧承载力不断增加，持续至结构峰值荷载后下降；随着轴压比增大，结构极限变形能力降低。对比试件PCFS1 和PCFS2的终极破坏状态可知，2个试件梁端裂缝主要分布在梁两端1/3跨度范围内，均以梁铰破坏机制为主，符合抗震设计中的“强柱弱梁”理念，呈延性破坏特征；柱身裂缝主要分布在一层距柱底1/3 层高范围内，且因附加扭矩的作用在L 型柱主受力方向存在斜裂缝。

3 结果分析

3.1 滞回性能

滞回曲线是结构在低周循环往复荷载作用下的荷载-变形关系曲线，可反映结构在受力过程中的能量耗散与受力机制。采用双作动器加载可直接得到如图7(a)和(b)所示模型各层的滞回曲线，在此基础上，依据合力矩定理、线性内插法求解可得合力及其对应位置的侧向变形，得到整体结构的滞回曲线，如图7(c)所示。取滞回曲线每级循环加载达到最大峰值的轨迹即可得到骨架曲线，如图8所示。

图8 骨架曲线Fig.8 Skeleton curves

由图7可知：试件PCFS1和PCFS2的各层及整体滞回曲线在形状上均大致相似；随着轴压比增大，试件PCFS2 较PCFS1 的极限变形能力降低，滑移现象减弱，捏拢现象显现；而对于整体结构，试件PCFS2 的抗侧承载力曲线外包PCFS1 对应的曲线。由图7(a)和(b)可知，2个试件一层、二层的滞回曲线分别呈“Z”形和“弓”形，且对称性较差，相同侧移下其一层正向外推承载力显著大于负向内收承载力，恰与二层正向外推承载力小于负向内收承载力的状况呈互补之势，这也是双作动器同步加载的优势所在，能在加载全过程内充分体现结构的内力重分布特性。由图7(c)可见：2 个试件的整体滞回曲线均呈反“S”形，表现出良好的抗震性能且对称性较好，同种侧移下正向外推承载力略大于负向内收承载力，这主要与L型柱截面不对称及先推后拉加载顺序所致拉压损伤不对等有关。

图7 滞回曲线Fig.7 Hysteretic curves

由图8所示的骨架曲线可知：试件开裂前结构处于弹性阶段，骨架曲线基本为直线；开裂后，结构进入弹塑性阶段，骨架曲线开始稍有弯曲；随着侧向变形增大，加载至结构峰值荷载后，骨架曲线开始缓慢下降，表明2个装配试件均具有良好的延性性能。

3.2 承载力特征值与延性系数

依据图8所示骨架曲线，采用几何作图法[25]确定试件的屈服位移Δy，对应屈服荷载Py；峰值荷载Pp由骨架曲线峰值点确定，对应峰值变形Δp；依据JGJ/T 101—2015“建筑抗震试验规程”[24]取试件荷载下降至0.85Pp时对应的变形为极限位移Δu，对应荷载为破坏荷载Pu；延性系数μ为Δu与Δy之比，用于评判结构的变形能力；依据文献[26]，定义弹塑性层间位移角θu。试件PCFS1 和PCFS2对应的承载力特征值与延性系数见表2。

由表2可知：当轴压比提高后，就整体结构的承载能力而言，试件PCFS2 对应Py和Pp平均值分别为223.73 kN和283.92 kN，较试件PCFS1对应的平均值(Py=191.58 kN 和Pp=247.87 kN)分别提高约17%和15%；就变形能力而言，试件PCFS2 各层及整体结构的延性系数均比PCFS1 的略小(一层、二层、整体结构的延性系数分别下降约8%，29%和6%)，但各延性系数平均值μˉ(见表2)均在3.2 以上，表明浆锚连接的装配式混凝土异形柱框架结构具有良好的延性变形能力；实测所得弹塑性层间位移角θu均大于JGJ 149—2017“混凝土异形柱技术规程”[27]规定的限值1/50，表明结构满足“大震不倒”抗震设防要求。

表2 承载力特征值与延性系数Table 2 Characteristic values of lateral strength and ductility coefficients

3.3 刚度退化

采用割线刚度Kj及刚度损耗Km分析各试件的刚度退化规律。

式中：Kj为试件第j级加载时结构的刚度；Fj和Δj分别为试件第j级加载时峰值点对应的荷载及位移；Km为试件第j级加载下结构的刚度损耗；K0为试件的初始弹性刚度。

图9所示为试件PCFS1和PCFS2的刚度退化曲线。由图9可见，随着侧向变形增大，试件损伤愈加严重，各层及整体结构的刚度均呈先快后慢之势逐渐下降。其中，试件刚度快速衰减段主要发生在结构开裂至屈服阶段，此阶段结构裂缝发展迅速，破坏严重，试件PCFS1 正、负向刚度分别损耗约55%和68%，试件PCFS2 正、负向刚度分别损耗约为55%和63%；结构屈服后新裂缝产生逐渐减少，刚度衰减速度明显变缓且趋于稳定，2个装配试件均表现出良好的刚度退化特性。试件PCFS2 的各层及整体刚度退化曲线基本均外包试件PCFS1的对应曲线。

图9 刚度退化曲线Fig.9 Stiffness degeneration curves

3.4 承载力退化

采用承载力退化系数λi表征结构的承载力退化特性，λi越大说明结构抗震承载稳定性越强。

式中：λi为第i次循环对应的承载力退化系数；和分别表示第j次加载时，第i和i-1次循环峰值点对应的荷载。

图10 所示为试件PCFS1 和PCFS2 各层及整体结构在屈服荷载、峰值荷载和破坏荷载等各特征点对应的承载力退化系数λi对比。由图10 可知：随着侧向位移的增加，峰值荷载前2个试件的承载稳定性均较好，对应的λi均大于0.96；峰值荷载后，试件在低周循环往复加载下的损伤愈加严重，最终2个试件一层、二层及整体结构对应的λi最小值分别为0.92，0.94和0.95，仍体现出较好的承载稳定性能。

图10 承载力退化曲线Fig.10 Bearing capacity degradation curves

3.5 能量耗散

耗能能力是评价结构抗震性能的重要指标之一，通常以试件各级加载对应的荷载-变形滞回曲线所包围的面积衡量。以能量耗散系数E和等效黏滞阻尼系数ξeq定量评价结构模型在各个加载阶段的耗能能力，二者的值越大说明结构耗能能力越强，即抗震性能越好。图11 所示为不同侧移下PCFS1 和PCFS2 试件各层及整体结构对应的E和ξeq的变化曲线。由图11 可见：随着侧移增大，除加载初期曲线短暂降低外，曲线整体呈上升趋势[28]。曲线初期短暂下降主要是因该阶段混凝土结构的耗能主要由不受钢筋约束的外层混凝土承担，当外层混凝土发生开裂并渐渐退出能耗承担工作时才转为由结构内部钢筋骨架及由其约束的混凝土共同承担[29]。对比不同轴压比下2个试件各层及整体结构的耗能能力可知，随着轴压比增大，试件的耗能能力明显减弱。以图11(c)所示整体结构在相同侧移(85 mm)下的E为例，试件PCFS1 和PCFS2的E分别为0.758和0.674，后者较前者下降12%；就等效黏滞阻尼系数而言，在结束试验加载时，试件PCFS2对应的ξeq为0.107，相同侧移下轴压比较小的试件PCFS1的ξeq为0.121，即轴压比提高后ξeq会略有下降，但2 个试件的ξeq均仍高于普通混凝土框架结构(ξeq大于0.1[30])的要求，即浆锚连接装配式混凝土异形柱框架结构具有较强的耗能能力。

图11 能量耗散曲线Fig.11 Cumulative energy dissipation curves

3.6 浆锚节点区受力特征

为验证“浆锚连接+节点后浇”连接方案的可靠性，选取部分具有代表性的实测应变数据开展分析。图12所示为浆锚搭接段预制柱内部纵筋(分别编号为Z1，Z2 和Z3)与同一高度处金属波纹管内部纵筋(分别编号为Q1，Q2 和Q3)的荷载-应变关系曲线对比。图12中，PCFS1-NL1-Z1表示试件PCFS1 对应的柱-NL1 在浆锚搭接段内部纵筋上编号为Z1的应变测点。由图12(b)可见：由于测点位于注浆口位置，处在金属波纹管内部的搭接纵筋在该端部区域难以受到灌浆料的有效约束，其对应的应变较小且与预制柱内部纵筋对应的荷载-应变曲线不一致；当处在金属波纹管内部的纵筋受到灌浆料有效约束后(如图12(a)和(c)所示的代表性测点)，其柱内纵筋与管内纵筋对应的荷载-应变关系曲线在加载全过程均呈现出较好的一致性，即浆锚连接在灌浆质量有保证的情况下，可有效实现荷载的传递，实现变形协调、受力一致的目标。

图12 浆锚连接节点受力特性Fig.12 Mechanical characteristics of slurry anchor joint

4 结论

1)装配式混凝土异形柱框架结构采用“浆锚连接+节点后浇”连接方案安全可靠，模型结构失效破坏均以梁铰破坏机制为主，梁体裂缝主要分布在其两端1/3 跨度范围内；框架柱层间损伤较轻，终极失效破坏时一层柱脚混凝土局部压碎、柱底内部少量纵筋局部屈曲，裂缝主要分布在一层距柱底1/3层高范围内，符合“强柱弱梁”抗震设计理念。

2)随着轴压比增大，模型结构在相同侧移下对应的抗侧承载力增大，极限变形与耗能能力下降，延性降低；PCFS1 和PCFS2 试件对应的整体滞回曲线均呈反“S”形，轴压比增大后滑移现象减弱，捏拢现象显现；对于较大轴压比作用下的试件PCFS2，其各层及整体结构的骨架曲线、刚度退化曲线基本均外包小轴压比试件PCFS1 对应的曲线，且其屈服荷载、峰值荷载平均值分别提高约17%和15%。

3)不同轴压比作用下的浆锚连接装配式混凝土异形柱框架结构均具有良好的承载稳定性能，满足延性框架要求且耗能能力仍然较强，刚度退化呈先快后慢趋稳之势；试件PCFS1 的一层、二层及整体结构的弹塑性层间位移角最小值分别为1/32，1/41 和1/35，试件PCFS2 的对应值分别为1/42，1/39 和1/40，均大于JGJ 149—2017“混凝土异形柱技术规程”规定的限值1/50，满足“大震不倒”抗震设防要求。

4)浆锚搭接连接局部增大了节点配筋率，使节点区的抗震性能更稳定，但浆锚连接在实际工程中存在插筋定位难等问题，且灌浆质量与节点的抗震性能紧密相关。