钢筋套筒灌浆连接是在金属套筒中插入单根带肋钢筋并注入灌浆料拌合物, 通过拌合物硬化而实现传力的钢筋对接连接^[1,2]。该技术已为国内外相关标准所采纳, 并在装配整体式混凝土框架、剪力墙结构中有广泛运用, 是保证结构抗震性能的关键^[3,4,5,6]。文献[7]~[16]对钢筋套筒灌浆连接预制柱的抗震性能进行了试验研究, 但未取得一致性的结论。其中, 文献[7]~[11]的研究结果表明, 预制柱的承载力和耗能能力等主要抗震性能指标与现浇柱比较接近;文献[12]~[14]指出, 预制柱易发生灌浆层结合面的破坏, 其滞回曲线捏拢效应明显, 耗能能力比现浇柱差;文献[15]的结果显示, 预制柱套筒上部也会出现折断现象, 其滞回曲线呈捏缩的反S形滞回环;而文献[16]对小尺度高强钢筋预制柱的研究结果表明, 配置500MPa级钢筋套筒灌浆连接预制柱的位移延性系数较低, 均值仅为2.20, 但极限位移角均值可达1/35。实际工程中, 会采用大直径高强钢筋以减少预制柱纵筋连接根数或将预制柱纵筋集中布置于四角, 从而避免框架梁、柱的纵筋碰撞, 提高了预制构件的装配施工效率^[17], 但此类预制柱的受力纵筋间距与箍筋肢距将会加大, 其抗震性能存在争议。因此, 有必要针对工程的应用特点, 进一步研究大直径高强钢筋套筒灌浆连接预制柱的抗震性能。

试验中设计了6个钢筋套筒灌浆连接预制柱, 主要考虑轴压比、纵筋直径和配箍形式等参数, 试件的主要参数见表1, 几何尺寸及配筋如图1所示。试件的截面尺寸均为600mm×600mm, 总高度为2000mm, 试件底部设置有键槽和排气孔。试件所配的纵筋和箍筋均为HRB500级钢筋, 其力学性能参数实测值见表2。36和25纵筋分别采用型号为12VSA和8VSA的全灌浆套筒连接, 套筒外径分别为83mm和64mm、长度分别为483mm和320mm, 纵筋插入套筒的长度分别为230mm和150mm。试件根部接缝的厚度为15mm。采用配套的NSG790灌浆料, 其坍落度为325mm, 标准养护的实测抗压强度为97MPa。

试件PC25-1、PC25-2中受力纵筋的直径为25mm, 均采用复合箍, 其中, 试件PC25-1纵筋集中布置在柱四角, 而试件PC25-2的纵筋均匀布置在柱四周。试件PC36-1~PC36-4中受力纵筋的直径为36mm, 布置在柱四角, 纵筋间距达到430mm, 远大于《混凝土结构设计规范》 (GB 50010—2010) ^[18]对纵筋间距的要求。可通过配置附加架立纵筋的方式来控制纵筋间距和箍筋肢距^[17]。对配置36纵筋的试件设计了三种配箍形式 (图1) , 分别为:形式一, 普通箍筋并箍, 试件PC36-1采用该形式;形式二, 在两根受力纵筋间附加214架立筋并配置复合箍, 架立筋与纵筋外表面平齐, 相应的柱上部箍筋保护层厚度为60mm, 试件PC36-2、PC36-3采用该形式;形式三, 在四周各边纵向受力钢筋外侧附加414架立筋以配置复合箍10@100, 相应的柱上部箍筋保护层厚度为25mm, 同时对受力纵筋附加普通箍筋10@300, 试件PC36-4采用该形式。

试件按行业标准《钢筋套筒灌浆连接应用技术规程》 (JGJ 355—2015) ^[1]的要求, 由专业的施工队伍进行安装及灌浆作业, 如图2所示。

试验采用悬臂式加载, 水平加载合力点到柱底面距离为1800mm, 如图3所示。首先采用10000k N竖向作动器对试件柱顶施加竖向预定轴力并保持恒定, 然后采用3000k N水平作动器对试件施加水平低周反复荷载。水平加载采用荷载-位移混合控制, 首先采用荷载控制加载, 荷载增量为0.15P_{u, c} (P_{u, c}为极限承载力计算值) , 每级加载循环2次;加载至纵筋屈服后, 采用位移控制加载, 位移增量为5mm, 每级加载循环2次, 直至试件的承载力下降至0.85P_u (P_u为极限承载力试验值) 后, 停止加载。

试件水平位移和钢筋应变测点布置如图4所示。其中, 在柱顶加载合力点处与基础各布置1组位移计, 用于测量柱顶加载合力点相对柱底面的水平位移;在各试件距柱底面50mm和距套筒顶部50mm处各布置2个纵筋应变片, 用于测量纵筋应变。

加载至0.50P_u左右时, 轴压比为0.25的试件PC36-2和PC25-1, 其底部灌浆接缝结合面开始出现水平裂缝, 随着荷载的增大, 结合面裂缝变宽。加载至0.75P_u左右时, 各试件受拉面 (东、西面) 在距柱根部面约200mm处的柱角出现水平裂缝。随着荷载增加, 受拉面水平裂缝数量增加、宽度增大并贯通。加载至0.95P_u左右时, 轴压比为0.50的试件, 其南北面会出现由柱顶部向下延伸的竖向裂缝, 其中试件PC36-1的竖向裂缝延伸过了柱中。

加载至P_u时, 各试件柱底角部混凝土均出现不同程度的压碎、剥落;柱身南北面两侧斜裂缝自上而下向中和轴延伸;轴压比较小试件PC36-2和PC25-1底部结合面裂缝宽度继续增大。

荷载下降至0.85P_u时, 试件破坏^[20]。各试件的破坏形态如图5、图6所示。轴压比较大时, 采用配箍形式一的试件PC36-1, 其套筒区顶部柱身混凝土保护层剥落严重[图5 (a) 、图6 (a) ], 破坏较为突然;采用配箍形式二的试件PC36-3, 除套筒区的混凝土保护层剥落外, 套筒顶部200mm范围内的混凝土保护层也有剥落[图5 (c) 、图6 (b) ];而采用配箍形式三的试件PC36-4, 其柱身裂缝较少, 混凝土剥落程度比试件PC36-3较轻, 但其底部结合面出现了开裂现象[图5 (f) 、图6 (d) ];试件PC25-2的混凝土保护层剥落情况与试件PC36-3类似, 但其套筒顶部纵筋拔出, 套筒向外倾斜[图5 (f) 、图6 (d) ]。轴压比较小时, 试件PC36-2、PC25-1均未出现混凝土剥落的现象, 柱身较为完好;试件PC36-2的底部结合面打开, 且出现通缝[图5 (b) 、图6 (e) ];试件PC25-1的底部结合面打开明显, 且纵筋从套筒底部被拔出[图5 (e) 、图6 (f) ]。与文献[19]不同, 本次试验所有构件的高强箍筋却未出现弯钩打开现象。

各试件的荷载-位移滞回曲线如图7所示, 其中P为柱顶水平荷载, Δ为柱顶加载合力点相对柱根部的水平位移。由图7可知:

(1) 各试件屈服前, 滞回曲线狭窄细长且残余变形很小, 包围的面积较小, 耗能较少;试件屈服后, 曲线开始偏向位移轴, 滞回环的面积逐渐增大, 耗能逐渐增加, 同时在每级荷载循环中, 第2次循环包围的面积均比第1次循环略有减少。

(2) 轴压比为0.50的试件的滞回曲线较为饱满, 但轴压比为0.25的试件PC36-2和PC25-1, 由于底部结合面打开并产生了滑移, 其滞回曲线反而出现了捏拢。

(3) 对比试件PC36-2与PC25-1、试件PC36-3与PC25-2可知, 纵筋直径对滞回曲线形态基本没有影响。

(4) 对比试件PC36-1、PC36-3和PC36-4可知, 配箍方式对滞回曲线有影响。采用配箍形式一的试件PC36-1, 其滞回曲线循环次数少, 滞回环狭长, 破坏突然;采用配箍形式二的试件PC36-3, 其滞回曲线饱满;而采用配箍形式三的试件PC36-4, 在达到峰值荷载后结合面开裂, 其滞回曲线较PC36-3更偏向位移轴, 且略有捏陇。

采用每级循环位移下第一次循环的等效黏滞阻尼系数h_e作为耗能指标^[20]。各试件达到屈服、峰值和极限三个特征状态的h_e见表3。由表3可知:

(1) 试件的h_e随着位移幅值的增大而增大, 耗能越来越多。在破坏荷载时, 各试件的h_e平均值为0.240。

(2) 对比试件PC36-2与PC36-3、试件PC25-1与PC25-2可知, 轴压比较小试件各特征状态下的h_e均较小, 说明试件底部结合面开裂、滑移, 会降低其耗能能力。

(3) 对比试件PC36-2与PC25-1、试件PC36-3与PC25-2可知, 纵筋直径对耗能能力基本没有影响。

(4) 对比试件PC36-1、PC36-3和PC36-4可知, 采用配箍形式一的试件PC36-1的耗能能力最差, 而采用配箍形式二的试件PC36-3的耗能能力最好, 表明复合箍较比并箍的约束效果更好。

各试件的荷载-位移骨架曲线如图8所示。采用Park法确定试件的屈服位移, 并取骨架曲线上荷载下降至峰值荷载85%时为破坏荷载, 相应的位移为极限位移^[20]。各试件开裂、屈服、峰值和极限特征状态的试验结果见表4。由图8和表4可知:

(1) 对比试件PC36-2与PC36-3、试件PC25-1与PC25-2可知, 轴压比较小试件的峰值位移和极限位移均较大, 变形能力较好。

(2) 对比试件PC36-2与PC25-1、试件PC36-3与PC25-2可知, 纵筋直径对特征状态位移基本没有影响。

(3) 对比试件PC36-1、PC36-3和PC36-4可知:在达到峰值荷载前, 其骨架曲线接近;采用配箍形式一的试件PC36-1的极限位移最小, 而采用配箍形式三的试件PC36-4的极限位移略大于采用配箍形式二的试件PC36-3。

各试件的位移延性系数和极限位移角的计算结果见表4。由表4可知:

(1) 各试件的位移延性系数均达到了3.0, 其中最大值为5.31, 最小值为3.42, 平均为4.21。试件的位移延性系数大于文献[16]中500MPa级钢筋灌浆套筒连接预制柱和文献[19]中500MPa级钢筋混凝土现浇柱的延性系数, 但值得注意的是, 文献[16], [19]中试件尺寸为300mm×400mm, 相对较小, 是否存在尺寸效应值得进一步研究。

(2) 各试件的极限位移角都达到了《建筑抗震设计规范》 (GB 50011—2010) ^[21]规定的钢筋混凝土框架大震作用下的弹塑性层间位移角限值1/50, 其中最大值为1/33, 最小值为1/47, 平均为1/38。各试件的弹塑性变形能力满足规范要求。

(3) 对比试件PC36-2与PC36-3、试件PC25-1与PC25-2可知, 轴压比较小试件的位移延性系数和极限位移角较大, 延性较好。

(4) 对比试件PC36-2与PC25-1、试件PC36-3与PC25-2可知, 配置复合箍筋的36试件的位移延性系数和极限位移角比25试件的较大。

(5) 对比试件PC36-1、PC36-3和PC36-4可知, 采用配箍形式一的试件PC36-1, 其位移延性系数和极限位移角最小;采用配箍形式二的试件PC36-2与配箍形式三的试件PC36-4, 二者的位移延性系数和极限位移角接近, 后者略大于前者。表明复合箍比并箍更能提高试件的位移延性, 但配置过多的箍筋对位移延性影响不大。

以割线刚度K来分析试件的刚度退化, 其中第i级的割线刚度取为K_i=P_i/Δ_i, P_i和Δ_i分别为第i级加载时的峰值荷载及其对应的位移^[20]。各试件的刚度退化曲线如图9所示。

(1) 对比试件PC36-2与PC36-3、试件PC25-1与PC25-2可知, 轴压比较小试件的初始刚度较小, 但其刚度退化较缓慢。

(2) 对比试件PC36-2与PC25-1、试件PC36-3与PC25-2可知, 纵筋直径对试件的刚度退化影响不大。

(3) 对比试件PC36-1、PC36-3和PC36-4可知, 采用配箍形式一的试件PC36-1, 其刚度退化最快。表明并箍的约束效果较差, 刚度退化较严重。

各试件纵筋测点的应变滞回曲线如图10所示, 其中ε_t为纵筋应变, 柱根部测点应变取1和2的较大值, 套筒顶部取3和4的较大值。由图10可知:

(1) 在加载初期, 各试件套筒顶部的纵筋应变滞回曲线狭窄细长, 卸载后钢筋的残余变形较小;随着荷载的加大, 纵筋受拉应变曲线斜率变化较快, 较受压应变曲线更偏向位移轴;在加载到峰值荷载P_u后, 曲线的斜率迅速降低, 且卸载时纵筋的残余变形增大。柱根部的纵筋应变滞回曲线在加载初期与套筒顶部纵筋应变滞回曲线较为相似, 但随着荷载的增大, 滞回曲线斜率变化加快, 呈现出较大的应变, 且后期变化非常迅速。

(2) 达到峰值荷载P_u时, 各试件根部的纵筋均受拉屈服, 但未能受压屈服。试件破坏时, 轴压比较小试件的根部纵筋应变有大幅度增大, 但套筒顶部的钢筋应变较小, 均为受拉屈服;轴压比较大的试件中, 试件PC36-3、PC25-2的套筒顶部钢筋应变受拉屈服, 即在套筒顶部出现了塑性铰区, 而试件PC36-1、PC36-4的根部纵筋应变有大幅度增大, 但套筒顶部的钢筋均未受拉屈服。

由前分析可知, 在达到极限荷载时, 试件根部受拉钢筋屈服, 混凝土压碎, 表现出了大偏心受压的承载力极限状态特征。因此, 可根据《混凝土结构设计规范》 (GB 50010—2010) ^[18]偏心受压构件计算其正截面极限承载力。各试件的承载力试验值和计算值见表4, 由表4可知:

(1) 试件极限承载力的计算值比试验值小, 各试件比值的平均值为0.78, 其中, 轴压比为0.50试件的比值约为0.70, 而轴压比为0.25试件的比值约为0.90, 说明按规范《混凝土结构设计规范》 (GB50010—2010) ^[18]且不考虑套筒及箍筋影响所计算出的正截面压弯承载力仍具有一定的安全性, 但是轴压比较小时, 结合面开裂会削弱套筒的约束作用, 对此, 值得进一步研究。

(2) 对比试件PC36-2与PC25-1、试件PC36-3与PC25-2可知, 钢筋直径对试件的极限承载力基本无影响, 表明大直径高强钢筋能充分发挥其强度。

(3) 对比试件PC36-1、PC36-3和PC36-4可知, 三者极限承载力试验值接近, 表明配箍形式对极限承载力基本无影响。

(1) 各预制试件均出现柱根部正截面大偏心受压的承载力极限状态特征, 大直径高强钢筋能充分发挥其强度, 试件承载力的规范计算值与试验值之比平均为0.78, 具有一定安全度。

(2) 轴压比为0.50的预制试件, 其滞回曲线饱满, 而轴压比为0.25的预制试件, 其根部灌浆层接缝结合面打开并出现纵向钢筋从套筒中拔出的现象, 滞回曲线反而会出现捏拢, 耗能能力相对较低。有必要严格控制大直径高强钢筋套筒的性能。

(3) 各预制试件的位移延性系数为3.80~5.31, 极限位移角均值为1/47~1/33, 均具有较高的延性水平。

(4) 通过附加架立筋并配置复合箍的方式可保证大直径钢筋预制柱的抗震性能。综合考虑构件性能和易施工性, 建议优选本文的配箍形式二。