为保证装配式钢筋混凝土框架结构的抗侧能力, 大多采用后浇整体式梁柱节点, 其中梁纵筋在核心区内连接, 柱纵筋在核心区外连接, 现场浇筑核心区及梁叠合层混凝土, 实现预制梁柱连接。

国内外学者对不同形式的装配整体式梁柱节点及装配整体式框架进行了试验研究。Restrepo等^[1]对新西兰常见的叠合梁-现浇柱装配整体式中节点进行了试验, 其预制梁的底部纵筋采用90°弯折锚固于核心区, 结果表明, 其抗震性能与现浇节点基本相同。Alcocer等^[2]对墨西哥一种典型的后浇核心区装配式RC框架体系平面节点、空间节点进行了试验研究, 平面节点预制梁的底部纵筋弯起90°在核心区套箍连接, 空间节点预制梁的底部纵筋伸出并成U形环连接, 结果表明, 平面节点、空间节点承载力分别达到现浇节点的80%、90%, 延性较好。Blandon等^[3]对一榀两层装配式RC框架进行了试验研究, 梁底纵筋90°弯折锚固于后浇核心区, 直线段长度8d (中国GB 50010—2010规范对采用C40混凝土和HRB400级钢筋的一、二级抗震结构, 该长度取为0.4l_{ab E}=13.2d, l_{ab E}为受拉钢筋抗震基本锚固长度, d为钢筋直径) , 试验过程中梁底纵筋出现滑移, 接近破坏时梁底部纵筋受拉屈服, 认为该构造无法保证梁底纵筋的锚固, 不宜用于抗震框架结构。薛伟辰等^[4,5,6,7]和黄远等^[8]对叠合梁-现浇柱装配整体式节点及框架进行了试验研究, 中节点梁底纵筋采用90°弯折锚固、焊接连接或按现浇结构直线伸入核心区锚固, 结果表明, 梁端弯曲破坏装配整体式节点的承载力约为现浇节点的90%;梁底部纵筋设置无黏结段可增大梁端塑性铰长度, 提高结构变形能力。蔡建国等^[9]对法国世构体系装配式梁柱中节点进行了试验, 节点两侧叠合梁底部预应力钢绞线通过U形钢筋实现搭接连接, 试验中, 当加载至2倍梁端屈服位移时, U形钢筋出现滑移。文献[10,11,12,13]中对柱纵筋采用套筒灌浆连接的装配整体式节点开展了试验研究, 叠合梁底部纵筋采用贯通核心区、焊接连接、螺栓锚头锚固等形式, 结果表明, 装配整体式节点的抗震性能与现浇节点接近, 梁底部纵筋采用螺栓锚头锚固试件与梁底部纵筋贯通核心区试件的抗震性能亦相近, 但需采取措施以防止锚头周围局部混凝土破坏。

已有的装配整体式梁柱节点试件大多采用现浇柱或上下层整体预制柱, 叠合梁底部纵筋在核心区大多为直线锚固、弯折锚固、锚固板锚固或焊接连接, 而对梁底部纵筋采用机械连接、柱根部设置后浇段的装配式节点研究较少。文中通过对3个钢筋套筒挤压连接、柱根部设置后浇段的装配整体式中节点试件进行拟静力试验, 分析其滞回性能、承载力、变形能力及钢筋应变发展过程, 研究此类装配整体式中节点的抗震性能。

试验中设计了3个中节点试件, 编号分别为PIJ1、PIJ2和CIJ。试件PIJ1、PIJ2为叠合梁-预制柱装配整体式中节点, 其上、下层柱为预制, 在上层柱根部和梁端设置后浇段, 核心区及梁的叠合层为后浇混凝土。上、下层预制柱的纵筋在上层柱的后浇段通过套筒挤压连接, 两侧叠合梁底部纵筋在梁端后浇段通过套筒挤压连接, 梁顶部纵筋贯通核心区, 通过现场浇筑核心区、叠合层、梁后浇段及柱后浇段的混凝土, 实现叠合梁与预制柱的整体式连接。试件PIJ1按核心区剪切破坏设计, 试件PIJ2按梁端弯曲破坏设计, 2个试件的破坏形态不同, 目的是考察钢筋套筒挤压连接的装配整体式节点能否实现预期的破坏形态。试件CIJ为现浇梁柱中节点, 梁、柱纵筋均通长布置, 其几何尺寸及配筋与试件PIJ1相同, 作为试件PIJ1的对比试件。3个试件的主要设计参数见表1, 试件几何尺寸及构造如图1所示。按抗震等级为二级的框架进行试件设计, 各试件几何尺寸相同, 柱截面尺寸为330 mm×380 mm, 纵筋配筋为820;梁截面尺寸为290 mm×400 mm, 上下对称配筋, 试件PIJ1、PIJ2叠合梁预制部分截面高220 mm, 叠合层厚180 mm。柱、梁、核心区纵向钢筋配筋率、配箍率均满足GB 50010—2010《混凝土结构设计规范》 (简称《混规》) 对二级框架的构造要求。

装配整体式节点试件PIJ1、PIJ2的制作过程为:1) 制作预制梁、上柱和下柱。预制梁和预制柱端部伸出待连接纵筋, 预制梁端部与后浇混凝土结合面设置抗剪键槽及凿毛成为粗糙面, 预制梁顶面为自然粗糙面;预制上柱根部设置支腿, 安装时具有定位与支承预制上柱的作用, 预制上柱底面为斜面、设置键槽及凿毛使其成为粗糙面;预制下柱顶面为凿毛粗糙面。2) 当预制梁、柱混凝土达到设计强度后, 吊装就位, 核心区两侧梁底部纵筋及梁腹部纵筋在梁后浇段通过套筒挤压连接。3) 绑扎梁顶部纵筋、核心区箍筋, 支设模板, 浇筑梁叠合层及核心区混凝土, 核心区顶面与预制上柱后浇段结合面为凿毛粗糙面。4) 叠合层及核心区混凝土达到一定强度后, 吊装预制上柱, 预制下柱、上柱伸出的纵筋在上柱后浇段通过套筒挤压连接。5) 绑扎上柱后浇段箍筋, 支设模板, 浇筑上柱后浇段混凝土。后浇混凝土均采用微膨胀混凝土, 避免结合面因干缩而出现裂缝。现浇节点试件CIJ混凝土一次浇筑完成。图2为装配整体式节点试件制作现场。

试件PIJ1、PIJ2的混凝土分预制梁柱、梁叠合层和后浇段及核心区、上柱后浇段3个批次浇筑, 试件CIJ的混凝土一次浇筑, 每次浇筑混凝土时预留3个150 mm×150 mm×150 mm立方体试块, 试验当天实测其抗压强度, 得到混凝土立方体抗压强度平均值f_{cu, m}, 结果列于表2中。

梁柱纵筋、箍筋均采用HRB400钢筋, 钢筋强度实测值见表3。表3中, 屈服应变ε_y=f_y/E, E为钢筋的弹性模量, E=2.0×10⁵N/mm²。

对于梁柱节点拟静力试验, 可采用柱端施加水平力或梁悬臂端施加竖向力两种加载方式^[14], 前者加载装置较为复杂, 梁、柱受力状态更符合实际结构中的受力状态, 后者忽略了柱发生水平位移时轴压力所产生的P-Δ效应。试验中节点试件设计为核心区破坏和梁端破坏, P-Δ效应对试件的抗震性能影响不大, 为此, 采用梁端加载方式, 即在柱顶施加恒定轴压力, 梁端施加往复竖向力。试验加载装置如图3所示, 上、下柱端为铰接。

试验时, 首先在上柱柱顶施加轴压力N并保持恒定, 然后对两侧梁悬臂端施加方向相反的往复竖向力, 即梁端竖向力。柱的轴压比设计值为0.61, 小于二级框架柱轴压比限值。施加在柱顶的轴压力N=n_df_cA/1.25, n_d为设计轴压比, f_c为核心区混凝土轴心抗压强度设计值, 由混凝土立方体抗压强度标准值f_{cu, k}换算得到, A为柱截面面积。N的取值见表2, 表2中还列出了轴压比试验值n_t, n_t=N/ (0.76f_{cu, m}A) 。

试验前, 根据材料实测强度和试件的破坏形态, 按《混规》相关公式计算试件的屈服弯矩, 并换算为预测的梁端屈服竖向力P_y。当施加的梁端竖向力P_b≤P_y时, 按力控制加载;当P_b>P_y时, 按梁悬臂端竖向位移Δ_b (后文称为梁端竖向位移) 控制加载。力控制阶段, P_b分0.50P_y、0.75P_y两级施加, 每级荷载循环1次, 1个完整的加载循环包括2个方向相反的1/2循环。为便于描述, 定义P_b及Δ_b以北侧 (N侧) 向上为正、以南侧 (S侧) 向下为正。取0.75P_y对应的梁端竖向位移平均值为0.75Δ_y, 由此得到Δ_y。在位移控制阶段, 按1Δ_y、2Δ_y、3Δ_y、4Δ_y、5Δ_y……逐级加载, 每级位移循环2次, 直至梁端竖向力下降至其峰值的85%以下。

量测内容包括柱顶轴压力、梁端竖向力、位移和钢筋应变。采用力传感器量测所施加的力。位移测点如图3所示, 采用位移计D1、D2量测梁端竖向位移;布置在梁顶面和底面的导杆引伸仪D3~D14用于量测沿梁长度方向的变形, 由此得到沿梁长度方向的平均曲率分布。试件钢筋应变测点布置如图4所示。

装配整体式节点试件PIJ1、现浇节点试件CIJ均按“强构件、弱核心区”设计, 二者破坏过程及破坏形态基本相同, 为此仅介绍试件PIJ1的破坏过程。当加载至0.5P_y时, 梁与柱连接的一端 (简称为“梁固端”) 受拉侧出现多条细且密的竖向弯曲裂缝, 裂缝最长延伸至梁截面1/2高度处。当加载至0.75P_y时, 梁上下弯曲裂缝有所延伸, 但未贯通, 核心区出现若干条细小斜裂缝。当加载至1Δ_y (Δ_y=11.0 mm) 时, 核心区形成两条“X”形交叉斜裂缝, 裂缝最大宽度约为0.02 mm;梁固端出现新的弯曲裂缝, 多条裂缝上下贯通。

当加载至2Δ_y时, 核心区初始斜裂缝向角部延伸且加宽, 最大宽度约为0.4 mm, 形成贯通核心区对角线的“X”形主斜裂缝, 在其两侧出现多条短斜裂缝, 将混凝土分割为若干小块。梁弯曲裂缝不再发展, 间距约100 mm。当加载循环结束后, 有少量的残余变形, 核心区已进入弹塑性阶段。

在3Δ_y的第2个循环加载过程中, 核心区中心斜裂缝交汇处混凝土起皮脱落, 斜裂缝宽约1.2 mm;梁端部分弯曲裂缝发展为斜裂缝。

当加载至4Δ_y时, 核心区混凝土脱落, 箍筋、纵筋外露, “X”形对角主斜裂缝迅速张开, 核心区变形急剧增大, 梁裂缝不再发展。当7Δ_y的第1循环加载结束时, 核心区混凝土保护层大部分脱落, 核心区内柱竖筋压屈, 箍筋向外鼓出, 梁端竖向力下降至其峰值的58%, 停止试验。

试件CIJ、PIJ1名义屈服、峰值荷载、极限荷载时裂缝分布见图5a~5f, 装配整体式节点试件与现浇节点试件特征点的裂缝分布基本一致。加载前期, 梁弯曲裂缝有所发展, 破坏形态均为核心区剪切破坏, 实现了预期的破坏形态。

装配整体式节点试件PIJ2按梁端弯曲破坏设计。当加载至0.5P_y (P_y=76 k N) 时, 梁固端受拉侧出现多条细且密的竖向弯曲裂缝, 靠近梁根部的裂缝上下贯通。当加载至0.75P_y时, 梁弯曲裂缝向悬臂端发展, 最大裂缝宽度为0.20 mm。当加载至1Δ_y (Δ_y=12.0 mm) 时, 核心区出现两条细小斜裂缝, 梁弯曲裂缝继续发展。当加载至2Δ_y时, 梁弯曲裂缝不再发展, 间距约为100 mm, 大部分裂缝上下贯通, 北侧叠合梁新旧混凝土竖向结合面轻微开裂;核心区斜裂缝略有发展, 集中在核心区中心200 mm×200 mm范围内。当加载至3Δ_y时, 距柱边缘约50 mm处弯曲裂缝明显加宽, 最大宽度约为2 mm。当加载至4Δ_y时, 梁根部附近顶面和底面混凝土剥落;核心区斜裂缝不再开展, 未形成交叉斜裂缝, 核心区混凝土基本保持整体;上柱后浇段混凝土开裂。当加载至5Δ_y时, 上柱后浇段混凝土脱落, 试件发出清脆响声。当加载至6Δ_y时, 梁端顶面混凝土被压溃且脱落, 混凝土破坏主要发生在距柱边缘200 mm范围内, 梁纵筋、箍筋外露, 梁纵筋出现“拉风箱”似的滑动, 南侧梁柱结合面竖向错动约1 cm。当7Δ_y的第1循环加载结束时, 梁端竖向力下降至其峰值的80%, 停止试验。

试件PIJ2名义屈服、峰值、极限荷载时裂缝分布见图5g~5i, 试件为弯曲破坏, 与预期的破坏形态一致。试验结束后, 凿除试件PIJ1、PIJ2梁底纵筋挤压套筒表面的混凝土, 发现套筒表面未出现裂纹, 与混凝土黏结良好, 钢筋未在套筒内滑移, 表明钢筋套筒挤压连接可靠。

梁端加载模式的梁柱节点试件受力示意见图6, 梁端竖向力产生的弯矩是由固定柱的滚轴铰传递至柱的一对反力平衡, 柱顶等效水平力V_c、等效位移Δ_c和等效层间位移角θ计算式分别为:

式中, P₁、P₂为梁端竖向力, l_c为柱上、下滚轴间的中心距, l_b为梁端加载点间的距离, Δ₁、Δ₂为梁端竖向位移。本文中l_c=2 000 mm, l_b=3 080 mm。

各试件的柱顶等效水平力-等效位移及等效层间位移角滞回曲线及骨架曲线如图7所示。由图7可见, 核心区剪切破坏的装配整体式节点试件PIJ1与现浇对比节点试件CIJ的滞回曲线、骨架曲线基本相同, 说明装配整体式节点整体性与现浇节点基本一致。试件PIJ2加载后期由于贯穿核心区梁纵筋出现黏结退化, 进而使滞回曲线由梭形逐步发展为倒S形。核心区剪切破坏试件较梁端弯曲破坏试件滞回曲线捏拢程度略大, 骨架曲线峰值后下降较快。

试件PIJ1、PIJ2梁端竖向力-竖向位移 (P_b-Δ_b) 滞回曲线如图8所示。由图8可见, 叠合梁底部纵筋采用套筒挤压连接、梁顶纵筋通长贯通, 正负向的滞回曲线在梁端峰值竖向力前基本对称, 这说明套筒挤压连接能够有效传递荷载。正负向梁端峰值荷载无明显差别, 说明对称配筋的叠合梁其正向和负向受弯承载力差别不大, 受新旧混凝土竖向结合面影响较小。

表4列出了试件名义屈服点、峰值荷载点和极限荷载点柱顶等效水平力V_c、柱顶等效位移Δ_c和等效层间位移角θ, 名义屈服点采用能量法^[15]由试件V_c-Δ_c骨架曲线确定, 峰值荷载点为V_c-Δ_c骨架线的最高点, 极限点为V_c下降至0.85V_{c, p}的点。表4中, V_{n, j}、V_{n, b}分别为根据《混规》按核心区剪切破坏、梁端弯曲破坏计算得到的柱顶等效水平力。计算时, 钢筋抗拉强度采用实测屈服强度, 混凝土轴心抗压强度采用实测立方体抗压强度换算得到的轴心抗压强度 (0.76f_{cu, m}) , 轴心抗拉强度, 不考虑抗震调整系数, V_n为V_{n, b}、V_{n, j}中的较小者。

由表4可见, 装配整体式节点试件PIJ1、现浇节点试件CIJ的V_{c, p}/V_n分别为1.62、1.55, 装配整体式节点试件PIJ2的V_{c, p}/V_n为1.31, 说明可按现行规范中现浇梁柱节点的相关公式, 计算钢筋套筒挤压连接的装配整体式节点核心区受剪承载力和叠合梁固端受弯承载力, 且有一定的安全储备。

3个试件的极限位移角θ_u约为1/27, 大于GB50011—2010《建筑抗震设计规范》中规定的罕遇地震作用下框架结构弹塑性层间位移角1/50的限值, 满足抗震变形能力的要求。与现浇试件CIJ相比, 装配整体式试件PIJ1的名义屈服位移角θ_y略大, 二者的峰值位移角θ_p、极限位移角θ_u无明显差别。

定义试件的割线刚度K为V_c与Δ_c的比值, 结果见表5。表5中, 初始割线刚度K₀为P_b=0.5P_y、等效层间位移角为1/550时对应的割线刚度。由表5可见, 装配整体式节点试件PIJ1的初始割线刚度约为现浇节点试件CIJ的93%, 二者的峰值荷载点、极限点对应割线刚度大小相当。试件每级加载第1循环顶点的割线刚度K、相对割线刚度η_r与Δ_c的关系曲线如图9所示, 其中割线刚度取正、负两个加载方向的平均值, 相对割线刚度η_r=K/K₀。试件PIJ1与试件CIJ的割线刚度退化规律基本一致。

试件各加载级第1循环的耗能 (V_c-Δ_c滞回环面积) 、各加载级累积耗能 (该级别及该级别之前V_c-Δ_c滞回环面积之和) 、等效黏滞阻尼系数h_e (能力耗散系数除以2π) 与Δ_c的关系曲线如图10所示。由图10可见, 各试件的耗能随柱顶等效位移增大而增大;屈服荷载后, 等效黏滞阻尼系数随柱顶等效位移增大而增大。装配整体式节点试件PIJ1耗能、等效黏滞阻尼系数随柱顶等效位移的变化规律与现浇节点CIJ基本一致, 梁端弯曲破坏试件PIJ2的等效黏滞阻尼系数在屈服荷载后明显大于核心区剪切破坏试件。

试件钢筋应变测点布置如图4所示, 试件PIJ1、PIJ2梁底部纵筋采用套筒挤压连接, 其应变测点B1和B2、测点B4和B5分别位于同一套筒的两侧。图11中给出了各试件梁纵筋典型测点应变与柱顶等效水平力关系曲线, 图12中给出了典型测点在不同加载级别下的应变发展过程 (图中实线代表正向加载, 虚线代表负向加载) 。可以看出, 试件PIJ1、PIJ2达到梁端峰值竖向荷载前及峰值荷载时, 同一套筒两侧测点应变发展规律基本一致, 与梁顶部对称受力位置的纵筋测点应变基本一致, 钢筋套筒挤压接头能够有效传递拉、压荷载;梁端峰值竖向荷载后, 部分测点钢筋屈服, 由于钢筋屈服后残余变形分布的不确定性, 导致峰值荷载后同一套筒两侧测点应变差别较大。

图13所示为试件柱顶等效水平力-梁纵筋、核心区箍筋测点应变骨架曲线。可以看出, 核心区剪切破坏试件PIJ1、CIJ, 其核心区箍筋首先受拉屈服, 随后梁纵筋受拉屈服;梁端弯曲破坏试件PIJ2, 其核心区箍筋未屈服, 加载至1Δ_y时, 梁固端截面处纵筋受拉屈服;加载至2Δ_y时距固端280 mm截面处纵筋受拉屈服。3个试件的钢筋屈服次序与试件破坏形态对应。

试验中采用三组导杆引伸仪分别量测了距柱边缘0~200 mm、200~400 mm、400~600 mm范围内沿梁长度方向的变形, 由此得到上述范围内梁的平均截面曲率φ如图14所示, 图中横坐标x=0为柱中心线处。由图可见:3个试件距柱边缘0~200 mm范围内平均截面曲率远大于距柱边缘200~400 mm、400~600 mm范围内平均截面曲率, 且随梁端竖向位移增加而增大, 说明梁的塑性变形集中在距柱边缘0~200 mm (梁截面高度的1/2) 范围内;梁端竖向位移为2Δ_y及更大时, 试件PIJ2距柱边缘0~200 mm范围内梁的平均截面曲率大于试件PIJ1、CIJ, 反映了梁弯曲破坏的节点与核心区剪切破坏的节点中梁的塑性变形的差别;梁端竖向位移相同时, 试件PIJ1、CIJ距柱边缘0~200 mm范围内梁的平均截面曲率差别不大, 说明核心区剪切破坏的装配整体式节点与现浇节点梁端变形差别不大。

1) 设计为核心区剪切破坏的装配整体式梁柱中节点及设计为梁端弯曲破坏的装配整体式梁柱中节点, 均实现了预期的破坏形态。

2) 核心区剪切破坏的装配整体式梁柱中节点试件的破坏过程、不同特征点时的裂缝分布、承载能力、变形能力、延性、耗能能力、刚度退化规律与现浇对比节点基本一致, 装配整体式节点与现浇节点的抗震性能基本相同。

3) 2个装配整体式梁柱中节点试件正负向加载的梁端竖向力-竖向位移滞回曲线峰值荷载前基本对称;小于峰值荷载时, 套筒两侧钢筋应变随竖向位移的变化规律基本一致;试验结束时 (等效层间位移角约为1/20) 凿开混凝土发现, 挤压套筒表面未见可见裂纹, 与周边混凝土黏结完好, 连接钢筋未出现滑移现象。钢筋套筒挤压接头能有效传递钢筋拉、压力。

4) 核心区剪切破坏、梁端弯曲破坏的装配整体式梁柱中节点试件的承载力试验值与规范GB50010—2010的公式计算值的比值分别为1.62、1.31, 可按规范现浇构件公式计算纵向钢筋套筒挤压连接的装配整体式梁柱节点核心区受剪承载力和叠合梁端受弯承载力。

5) 装配整体式梁柱中节点试件的极限位移角约为1/27, 大于规范规定的罕遇地震作用下框架结构弹塑性层间位移角的限值1/50, 满足弹塑性变形能力的要求。