鋼筋錯位對接套筒的T 形柱節點抗震性能研究

王欣王旗周揚帆高志強張振

(1.山東建筑大學 土木工程學院，山東 濟南250101；2.山東同力建設項目管理有限公司，山東淄博255000；3.同圓設計集團有限公司，山東 濟南250101)

0 引言

為提高建筑業生產效率與材料利用率，美國、日本和新加坡等國一直致力于建筑工業化技術的開發與利用[1]。 近年來，隨著建筑結構技術的發展，為了緩解建筑工人老齡化和施工現場環境污染等問題，國家多措并舉引導混凝土結構施工由傳統的整體現澆作業向工廠預制、現場拼接的裝配化作業迅速轉型[1-2]。 T 形、十字形及L 形等異形柱截面的柱肢厚度與墻厚、梁寬相等，具有美觀平整、房屋空間利用率高等優點，其應用前景良好。

目前，針對裝配式T 形柱結構的抗震性能研究尚處于探索階段，有待進一步完善。 王曉偉等[3]研究了軸壓重復荷載作用下箍筋約束混凝土T 形柱的受力性能，提出了試件的延性與配箍特征值成正相關，并建立了延性系數計算公式；戎賢等[4-5]開展的高強鋼筋異形柱中節點試驗和數值模擬研究以及張錫治等[6]進行的混凝土異形柱—鋼梁裝配式框架節點低周反復荷載試驗，均表明了節點核心區內配制X 形增強鋼筋(鋼板)能夠有效提高節點受剪承載力；劉祖強等[7]研究了實腹式型鋼混凝土T 形柱的力學性能，提出了實腹式型鋼混凝土T 形柱計算骨架曲線特征點的方法，建立了三折線恢復力模型，為該類型結構的彈塑性地震反應分析提供了科學依據；陳海彬等[8]對內置圓鋼管混凝土的異形柱—組合梁裝配式中節點的抗震性能進行了研究，提出了一種安全可靠的梁柱節點連接方式。 目前，涉及裝配式混凝土T 形柱框架節點方面的學術研究基本屬于空白。 異形柱截面的形狀不規則、縱向受力鋼筋數量多且分布密集，在裝配式異形柱節點的施工過程中，稍有不慎便可能出現鋼筋與套筒錯位的連接質量問題，從而導致構件無法拼裝。 因此，就構件連接處存在鋼筋與套筒錯位問題的裝配式混凝土異形柱節點的抗震性能展開深入研究，對于保持建筑工程結構體的長期安全穩定具有重要指導意義。

1 試驗概況

1.1 試件設計及制作

試驗共設計4 個T 形柱組合節點試件，分別為裝配整體式邊柱節點PC1、裝配整體式中柱節點PC2、現澆邊柱節點J01 和現澆中柱節點J02[9]，為保證試驗變量的可控性，所有試件除節點類型及節點連接方式外均采用相同的尺寸、材料及總配筋率，且試驗過程中同類型節點保持恒定的軸壓比。 梁、板、柱的混凝土強度等級均為C45；裝配式節點后澆區域的混凝土強度等級為C45；梁、柱縱向鋼筋和箍筋均采用HRB400 級鋼筋，試件節點類型及節點連接方式見表1。

節點設計滿足“強剪弱彎”和“強節點弱構件”的抗震設計要求，為使T 形柱截面的裝配式鋼筋混凝土框架結構具有一定的抗側能力，工程上大多采用后澆整體式框架節點[10]，梁柱縱筋均進行裝配連接，現場澆筑核心區及梁板疊合層的混凝土，以此實現預制梁柱連接。 試件PC1 和PC2 為疊合梁板—預制T 形柱裝配整體式節點，其上、下柱為預制構件，在梁端500 mm范圍內設置后澆段，核心區及梁板的疊合層為后澆混凝土。 上、下層預制柱的縱筋在上柱根部進行灌漿套筒連接，中柱兩側與節點核心區伸出的縱筋在梁后澆段內通過直螺紋套筒連接，梁縱筋做1∶6坡度的鋼筋彎折以解決與柱筋碰撞問題，中柱節點兩側的梁底縱筋通長布置，而邊柱節點的梁底部鋼筋在節點核心區采用錨固板錨固。 現澆節點J01、J02 分別作為PC1、PC2 的對比試件，梁、柱縱筋均通長布置，幾何尺寸及配筋與其對比試件相同，如圖1 所示。

試件PC1 和PC2 在裝配施工過程中，由于下柱鋼筋與預留套筒存在明顯的錯位，其偏差約為5 mm，會造成上柱無法正常吊裝連接就位。 因此，將柱縱向鋼筋表面的混凝土向下剔鑿20 mm，對偏位鋼筋采取1∶6 坡度彎折的方式進行處理，位置糾正后清潔接觸面，進行上柱拼接以及澆筑高強灌漿料，并常溫養護28 d。

表1 試件節點類型及節點連接方式表

圖1 節點配筋圖/mm

1.2 材料性能試驗

材料性能試驗是在山東建筑大學土木工程材料試驗室進行的。 現澆試件J01 和J02 采用整體一次性澆筑，試件PC1 和PC2 分預制梁柱、核心區和梁板疊合層及梁端后澆段、節點鋼筋位置糾正部分3個批次澆筑。 其中，梁板疊合層和梁端后澆段裝配節點分3 次進行澆筑，而節點核心區、梁端后澆段、板的上部疊合層和現澆節點的混凝土則為同時澆筑。 每次 澆 筑 均 預 留3 個150 mm × 150 mm ×150 mm立方體標準試塊；鋼筋彎折連接后用高強灌漿料對套筒和坐漿層進行封堵灌漿，預留1 組灌漿試塊。 預留試塊與試件同條件進行養護，試驗當天實測試塊的抗壓強度[11]，結果見表2。 節點所用鋼筋每種型號各取一組，每組2 根。 參照GB/T 228.1—2010《金屬材料拉伸試驗第1 部分:室溫試驗方法》[12]，鋼筋的力學性能指標見表3。

表2 混凝土力學性能表

表3 鋼筋性能表

1.3 加載制度

力學加載試驗是在山東建筑大學工程結構與防災減災實驗室進行的，試驗中上柱頂部配置最大量程為100 t 的豎向油壓千斤頂，以對柱頂施加30 t 的恒定軸向壓力，施加水平的低周往復荷載的伺服液壓控制作動器底部固定于反力墻，作動器可伸縮的頂部通過螺栓與柱頂自由端固定在一起。 試驗的加載裝置如圖2 所示。

圖2 試驗加載裝置示意圖

1.3.1 豎向荷載的施加

試驗的豎向荷載由設計軸壓比0.12 確定，在施加低周往復荷載前0.5 h 內按照受力均勻增加的原則，分級將300 kN 的軸向壓力緩慢施加至柱頂，構件內部的不均勻性也可通過此預壓過程消除。

1.3.2 水平荷載的施加

根據JGJ/T 101—2015《建筑抗震試驗規程》[13]，試驗水平荷載采用實時位移控制并分級加載，每級荷載循環兩次。 為方便確定試件的開裂荷載值，觀察節點裂縫發展趨勢，加載步在裂縫寬度達到0.2 mm 之前取1 mm，待構件表面的裂縫明顯開展延伸后將位移步長調大至4 mm，當試件出現較大屈服、下一級極限荷載比上一級極限荷載提高幅度較小時將增加的位移步長再次調大至8 mm，直至第一次循環的極限荷載降至小于整個試驗最大荷載的85%時，試驗結束。 水平位移加載制度如圖3 所示。

圖3 加載制度示意圖

2 試驗現象與破壞特征

現規定作動器對試件施加的推力為正值，產生的位移為正值；施加的拉力為負值，產生的位移為負值。 梁與柱連接的一端簡稱為梁固端；T 形柱由兩個柱肢組成，與梁平行且寬度相等的柱肢稱為腹板，另一柱肢稱為翼緣，與梁平行的腹板區域則稱為節點核心區。

2.1 裝配整體式邊柱節點PC1

試件的開裂荷載為24.2 kN，此時位移Δ=6 mm，開裂位置均勻分布在梁后澆區域，為豎向彎曲裂縫。Δ=11 mm 后，核心區柱肢部位產生豎向彎曲裂縫；在Δ=-23 mm 時，開始出現剪切斜裂縫，斜裂縫的分布隨著位移增大變密變長，而梁固端原有的彎曲裂縫寬度也在增長。 當Δ=35 mm 時，核心區剪切裂縫寬度已開展至1.5 mm。 下柱出現均勻分布的水平彎曲裂縫，但殘余變形很小。

進入大變形階段后，核心區剪切裂縫開展變緩，T 形下柱翼緣與板的結合處出現剪切破壞，試件主要通過梁固端產生塑性鉸和梁后澆段彎曲裂縫的開裂以耗散地震能量。 由于試件為組合梁板柱的結構形式，正負向加載剛度不同，因此兩個方向的承載力相差很大。Δ=59 mm 時，試件PC1 達到正向極限承載力110.24 kN，但Δ=-75 mm 時，試件才達到負向極限承載力181.8 kN。 加載至91 mm 循環后，正向荷載值已經低于最大承載力的85%，而負向荷載值剛剛降到其極限的95.5%，繼續加載至99 mm，由于梁固端角部混凝土急劇脫落，梁箍筋和縱筋部分外露，結構受損嚴重，試驗停止。 結束時，觀察鋼筋彎折連接位置的裝配節點連接處沒有明顯破壞。 最終節點破壞狀態如圖4 所示。

圖4 PC1 破壞形式圖

試驗過程中，雖然核心區剪切裂縫最先開始發展，但最終T 形柱核心區破壞并不嚴重，試件呈現為梁端彎曲破壞。

2.2 裝配整體式中柱節點PC2

由于下柱柱高在施工中存在誤差，實際柱高較設計值小1 cm，在豎向荷載加載過程中，兩側梁與柱均產生了≤3 mm 的相對位移，同時從梁固端至其后澆區邊界500 mm 范圍內出現均勻分布的多條豎向彎曲裂縫，裂縫最長延伸至梁截面2/3 處。 小變形階段，試件位移為3 mm 時，豎向彎曲裂縫在長度上略有發展，核心區混凝土與預制下柱的交界處以及板底出現水平裂縫，試件存在殘余變形，進入彈塑性變形階段；Δ=-5 mm 時，核心區柱肢部位出現第一條剪切斜裂縫，并隨著位移增大向對角延伸。

在11 mm 加載循環過程中，核心區剪切裂縫明顯，預制下柱出現沿柱高均勻分布的水平彎曲裂縫，間距約為150 mm，組合梁和單梁的梁固端塑性鉸均不斷發展。 當Δ=35 mm 時，由于梁底縱筋拉應力過大導致鋼筋與混凝土間粘結應力增大，梁柱結合處混凝土撕裂，試件整體裂縫數量逐漸趨于穩定，但長度和寬度仍在發展，節點核心區混凝土剝落嚴重，剝落位置為T 形柱腹板與翼緣交叉的折角處，試驗結束后梁端較為完好。

進入大變形階段后(位移＞43 mm)，核心區剪切裂縫變密，成網狀分布，主剪切裂縫不斷加寬，而單梁固端塑性鉸卻基本不再繼續發展。Δ=59 mm時，坐漿層與上柱交界面開裂，上柱柱腳壓碎。 試件在67 mm 循環時正向荷載達到極值，核心區表面剪切裂縫交叉范圍內混凝土不斷剝落。 當Δ=83 mm時，荷載降低到小于極限承載力的85%，試驗結束。結束時，鋼筋錯位對接位置灌漿處并沒有明顯破壞，只有一條橫向裂縫，這是由于柱節點受力大而灌漿料與混凝土粘結力不足引起的。 試件最終破壞形態如圖5 所示，表現為核心區剪切破壞。

圖5 PC2 破壞形式圖

試驗結束后，鑿開兩個T 形柱節點的鋼筋套筒錯位對接處的混凝土發現:灌漿套筒表面無裂紋，套筒內存在孔隙、灌漿料填充不緊密，但與鋼筋黏結較好，與套筒錯位對接的鋼筋和梁縱向縱筋均未出現滑移現象。

2.3 現澆邊柱節點J01

J01 試件在Δ=4 mm 時出現初始裂縫，開裂位置為梁柱交界面處，長度約為200 mm。Δ=11 mm時核心區出現正向剪切斜裂縫，此時的荷載和位移均比裝配節點的小，核心區的抗剪能力低于試件PC1。 兩個邊柱節點正負向受力差別都很大，J01 分別在Δ=51 mm 和Δ= - 67 mm 時，達到正向極限承載力和負向極限承載力，試件的殘余變形明顯。 整個加載過程中，核心柱肢區域“X 形”剪切裂縫寬度開展不明顯，主要變形集中在梁固端塑性鉸區，最終梁固端底部混凝土保護層呈“楔形”壓碎脫落，梁底縱筋和箍筋外露，破壞區域集中于梁柱結合面至距離柱邊緣200 mm 范圍以內，核心區混凝土依然較為完好。 J01破壞形態如圖6 所示，屬于梁端彎曲破壞。

圖6 J01 破壞形式圖

2.4 現澆中柱節點J02

節點J02 作為PC2 的對照試件，試驗過程中裂縫的開展情況和試件的破壞特征與試件PC2 類似，且破壞位移同步，在此只做簡要闡述。 試件位移加載至67mm循環時，試件基本已達到最大承載能力，裂縫發展集中在T 形柱核心區。 最終破壞狀態為核心區折角處混凝土保護層剝落，箍筋和腰筋外露。 究其原因為:(1) T 形柱的變截面處剛度小但受力大，本身就是薄弱部位；(2) 柱肢截面尺寸小但設計鋼筋用量多，施工保護層厚度偏小。 試件破壞類型為節點核心區剪切破壞，如圖7 所示。

圖7 J02 破壞形式圖

3 試驗結果及分析

3.1 滯回曲線

滯回曲線是試件在反復荷載作用下荷載和位移之間的關系曲線，能夠綜合體現其抗震性能，也是分析結構彈塑性動力反應的主要依據[14]。 試驗測得荷載與試件頂點位移滯回曲線，如圖8 所示。

圖8 滯回曲線圖

對比兩組節點的滯回曲線，可以看出:

(1) 加載位移＜11 mm 時，滯回曲線包圍的面積很小，力和位移基本成線性關系，節點的剛度退化均不明顯，殘余變形很小，基本處于彈性工作狀態。

(2) 構件進入彈塑性工作階段，尤其是達到名義屈服荷載后，滯回環迅速張開，耗能能力顯著增強。 兩個彎曲破壞的邊柱節點滯回環飽滿，兩個中柱節點核心區剪切裂縫發展充分，滯回環形狀呈典型的“反S”形且基本對稱。 邊柱節點每一循環都存在一小段水平線，這是由梁端鉸支座處的縫隙造成的，曲線整體依然呈“弓”字形。

(3) 由于結構損傷累積的影響，在相同位移循環過程中出現了明顯的強度和剛度退化現象。 裝配整體式節點的捏縮現象更為明顯，說明與現澆節點相比，鋼筋錯位對接的裝配節點吸收地震能量的效率更高。

3.2 骨架曲線

通過圖9 的骨架曲線可以得出:

(1) 中柱兩個加載方向的剛度較為均衡，曲線基本對稱；由于邊柱受疊合板的影響，其正負向剛度相差很大，差值與結構整體性好壞成正比，試驗中最大相差接近50%。

(2) 試件PC1 的初始剛度為3.48 kN/mm，其值為試件J01(4 kN/mm)的87%，而PC2 的初始剛度僅為J02 的80%，說明現澆節點的整體抗側剛度比裝配節點大，需要采取構造措施提高裝配節點的整體性，強化結構第一道抗震防線。

(3) 偏位鋼筋彎折對接套筒后裝配節點的正向荷載值與現澆節點相差無幾，但負向加載值有明顯降低，可以通過平衡試件兩個受力方向的剛度使之達到等同現澆的要求。

圖9 骨架曲線圖

3.3 承載能力和位移延性

結構或構件的承載能力是低周往復試驗中量測的一項重要指標，也是結構性能設計中的重要依據之一[15-16]。 其中，屈服荷載Py作為結構構件彈性階段和彈塑性階段的分界點，由通用屈服彎矩法求得，并在骨架曲線中選取與Py對應的屈服變形Δy。 試驗過程中，當試件的承載能力超過極限荷載Pm后，承載力＜0.85Pm或其變形超過規范規定的嚴重破壞范圍時，對應的荷載和位移值為破壞荷載Pu和破壞位移Δu(見表4)。

由于疊合梁與T 形柱翼緣的影響，兩個現澆試件正向加載時的受壓截面剛度遠小于負向加載時的受壓截面剛度，導致試驗過程中作動器對邊柱節點的最大拉力為推力極值的160%，中柱節點的差距有所減小，但也能達到125%；中柱節點的整體剛度大于邊柱節點，因此鋼筋錯位對接套筒的中柱節點和現澆中柱節點的最大承載能力分別為對應邊柱節點承載能力的153%和158%。

在結構抗震分析中，延性是衡量結構或構件在大變形階段的承載能力和安全性能的重要指標，一般用位移延性系數表示[15]，各試件試驗值均見表4。 只有現澆中柱節點延性系數均值＞3，且T 形柱節點受結構形式的影響，構件在作動器推拉兩個方向上的位移延性系數差別很大，最大相差接近27%。

GB 50011—2010《建筑抗震設計規范》[17]中以構件或節點達到極限變形時的層間位移角作為罕遇地震作用下結構彈塑性層間位移角限值的依據，規定框架結構的限值為1/50。 4 個試件的極限位移角θu均在1/33 ～1/28 的范圍內，說明裝配式T 形柱節點具有較強的變形能力和抗倒塌能力；邊柱節點的正向θu小于負向值，且兩個加載方向上的延性相差超過10%，這主要是T 形柱在兩個加載方向的結構形式和破壞程度不同、結構剛度貢獻不等所致。 裝配邊柱節點的特征點位移Δy、Δm和Δu均大于現澆節點，其對應的負向特征荷載值均有明顯降低，而正向特征值無明顯差別。 總體而言，現澆節點比裝配節點具有更高的曲率延性。

表4 骨架曲線特征點表

3.4 耗能能力

結構構件的能量耗散能力是指構件在反復水平荷載作用下吸收和消耗能量的能力，一般以滯回曲線包圍的面積來衡量，構件的耗能能力是體現結構抗震性能的一個重要指標[15，18](如圖10 所示)。 鋼筋套筒錯位裝配節點的耗能變化趨勢與對比現澆節點基本一致，但在同等位移條件下，裝配邊柱節點單周和累積耗能量＞現澆節點的86%，中柱裝配節點耗能能力僅為現澆節點的77%。

另外，耗能能力也可以采用等效粘滯阻尼系數he進行表征，如圖11 所示。 由耗能曲線和等效粘滯阻尼系數曲線可以看出，雖然在達到屈服位移前，裝配邊柱節點的he大于現澆節點，但當試件超過屈服荷載對應的位移后(在大變形階段)，現澆節點的he實現反超。 說明即使構件的破壞形式相同，但裝配節點的整體性仍然遠不如現澆節點，需要在設計和施工中采取構造加強措施以增強裝配節點的整體耗能能力。

圖10 耗能曲線圖

圖11 等效黏滯阻尼系數圖

結合試件的破壞狀態可知，兩個邊柱節點屬于梁端彎曲破壞，構件的裂縫能夠充分地發展，耗能能力隨位移增大而不斷增大；而中柱節點屬于核心區剪切破壞，he-Δ曲線在大變形時依然平穩發展，甚至有下降趨勢。 原因是T 形中柱節點的柱肢比邊柱節點受力大(153%～158%)，折角處剛度存在較大突變，同時疊合梁板的結構形式使得試件在兩個方向上的受壓翼緣面積不同，其兩邊組合梁和單梁的剛度懸殊大，塑性鉸由梁端移動到核心區，使得試件的耗能能力大大降低。 由此可知，(1) 應在T 形柱節點核心區內使用強度更高的型鋼混凝土或纖維混凝土等材料，或者使用剛度更大的鋼管異形柱裝配式結構等結構加強措施；(2) 盡量使結構在兩個地震作用方向上的截面剛度對稱，以期混凝土T 形柱節點滿足“強柱弱梁” 和“強節點弱構件”的抗震設計理念。

4 結論

基于裝配式混凝土結構連接處鋼筋與套筒錯位的質量問題，采用鋼筋彎折處理的方式，通過擬靜力試驗，分析了鋼筋與套筒錯位對接的裝配式邊柱節點和中柱節點的承載能力、耗能能力以及剛度退化等抗震性能指標，主要得出以下結論:

(1) 兩個邊柱組合節點最終的破壞形態為梁端彎曲破壞，而兩個中柱節點組合試件為明顯的核心區剪切破壞。 原因是T 形中柱節點本身柱肢比邊柱節點受力大(153%～158%)，折角處剛度存在較大突變，同時疊合梁板的結構形式使得試件在兩個方向上的受壓翼緣面積也不同，其兩邊組合梁和單梁的剛度懸殊大，使得塑性鉸由梁端移動到核心區。

(2) 試驗結束后，鑿開混凝土發現，灌漿套筒表面無裂紋，套筒內存在孔隙，灌漿料沒有填充緊密，但與鋼筋黏結較好，與套筒錯位對接的鋼筋和梁縱向縱筋均未出現滑移現象。 灌漿套筒和擠壓套筒均能有效傳遞鋼筋應力，可以對裝配式節點內與套筒錯位＜5 mm 的鋼筋采用鋼筋彎折后灌漿連接的處理措施。

(3) 與現澆T 形柱組合節點相比，邊柱節點和中柱節點的承載力均值分別降低3%和7%，位移延性系數分別為現澆節點的99%和67%，耗能能力增長規律與剛度退化規律基本一致，但存在鋼筋偏位的裝配節點的單周耗能和總耗能均不及現澆節點，裝配整體式邊柱節點最終總耗能為現澆節點的95%，裝配中柱節點由于破壞嚴重，沒有達到與現澆中柱節點相同的破損位移，最終累計耗能量為相同位移下現澆節點的77%。

(4) 鋼筋與套筒錯位連接的裝配節點與正常的現澆節點均超過了規范中對罕遇地震作用下框架結構彈塑性層間位移角1/50 限值的要求，說明裝配式T 形柱節點具有較強的變形能力和抗倒塌能力，但對于裝配式T 形柱中節點，若要實現強柱弱梁和強節點弱構件的抗震要求，節點核心區還應使用強度更大的型鋼混凝土或纖維混凝土等材料，或者使用剛度更大的鋼管異形柱裝配式結構，并盡量使兩個受力方向上的截面剛度對稱。