鋼筋環扣連接的疊合梁柱節點力學性能分析

張敏， 蔣鴻民， 陳宜虎， 薛崢嶸， 陸鵬遠， 李鴻永

(1.廣西建筑新能源與節能重點實驗室 桂林 541000； 2.桂林理工大學土木與建筑工程學院， 桂林 541000； 3.賀州學院建筑與電氣工程學院， 賀州 542800)

預制裝配式結構具有施工速度快、工期短、綠色環保等優點，但是在中外震害研究表明，建筑物在地震中的破壞主要集中在連接節點處[1-2]。梁、柱節點的連接構造是裝配式建筑中的薄弱環節，選取合理的連接方式對建筑物的抗震性能影響重大[3]。

目前裝配式梁柱節點通常采用后澆整體式連接，節點處的鋼筋連接一般采用搭接、套筒灌漿、焊接等方式。Restrepo等[4]對90°彎鉤錨固連接的裝配式節點進行了研究，試驗表明此方式連接的節點抗震性能基本等同現澆節點。吳從曉等[5]對一種新型鋼筋搭接連接的框架梁柱節點進行了試驗研究，結果表明該節點與現澆節點具有相近的抗震性能，但承載力退化速度較快。谷偉等[6]對一種鋼筋采用掛鉤式的新型后澆整體式拼接節點進行試驗研究，研究表明該節點的破壞主要發生在預制梁與后澆區結合處，節點的耗能能力與現澆相近，滿足“強節點弱構件”的抗震要求。Lee等[7]對一種梁底部縱筋帶錨頭的梁柱節點連接方式進行了試驗研究，通過對構件進行低周往復加載試驗，發現該連接方式的抗震性能“等同現澆”，但梁底帶有錨頭的縱筋增加了節點核心區混凝土開裂的概率。高林等[8]對采用灌漿套筒方式連接的梁柱節點進行了擬靜力試驗研究，發現節點的破壞均發生在套筒與鋼筋連接處的焊口，套筒內灌漿料沒有發生較大滑移及破壞。宋玉普等[9]對鋼板對焊拼接的鋼骨混凝土框架梁柱節點進行了擬靜力加載試驗，試驗表明，該節點擁有較好的延性和較高的承載力。以上常用的裝配式梁柱節點連接方式雖均能夠滿足“等同現澆”的設計原則，但存在的施工不便的問題。采用后澆整體式連接的節點一般直筋布置的數量較多，易造成節點核心區鋼筋密集，不利于現場混凝土澆筑密實；梁柱節點連接采用灌漿套筒方式時，水平的套筒可能會因為缺乏重力作用而漿料不能灌注密實，在地震作用下可能會出現套筒內鋼筋滑移的問題；焊接連接則可能會出現焊接區溫度過高，對混凝土造成損傷，影響節點的連接性能[10]。

為此，提出一種易于施工的裝配式混凝土鋼筋環扣連接技術，設計并制作了1個現澆構件節點和3個裝配式連接節點進行對比試驗，利用該新型節點的破壞狀況、滯回曲線及骨架曲線等來驗證此節點在低周往復荷載下的抗震性能。同時，使用有限元軟件ABAQUS對其新型節點進行數值模擬，分析該節點在單調加載條件下的承載力的變化過程，為進一步深入研究此類節點的抗震性能與設計理論奠定基礎。

1 試驗概況

1.1 鋼筋環扣連接

提出的鋼筋環扣連接節點構造如圖1所示。在預制柱外伸出環型搭接鋼筋，預制梁的梁端底部預留出環扣鋼筋，預制梁的上部受力鋼筋仍為通長鋼筋，伸入柱內，在搭接節點處進行現場澆筑。在環扣區域的連接段加密箍筋，且將4根短筋穿入搭接環扣區域的4個角部。

圖1 鋼筋環扣連接節點Fig.1 Reinforced ring connection joints

1.2 試件設計

共設計4個尺寸相同的對比試件，其中柱截面尺寸為700 mm(長)×650 mm(寬)，梁截面尺寸為300 mm(寬)×700 mm(長)，采用C30混凝土澆筑。柱內配置20根HRB400直徑22 mm的縱向鋼筋，并采用6×6復合方式的箍筋；梁上下各配置4根HRB400直徑22 mm的縱向受力鋼筋，側面每側配2根HRB400直徑8 mm的架力鋼筋。其中XJ-1為現澆節點，試件WM-1為采用彎錨連接的節點，試件UX-1、UX-2為搭接長度a相同但彎折高度h不同的鋼筋環扣連接的梁柱節點。各個試件的構造及參數如圖2所示。

a為鋼筋環扣的搭接長度；h為鋼筋環扣的彎折高度圖2 試件構造及參數Fig.2 Specimen structure and parameters

本次試驗中除了試件XJ-1采用一次性澆筑，其他3個試件均采用二次澆筑混凝土形式。為了方便試驗，鋼筋籠綁扎均一次性完成，然后在節點位置放置隔板，將柱和節點外的梁部分先進行澆筑，待混凝土達到75%設計強度后，再抽掉剛性隔板，并在節點位置進行第二次澆筑。圖3為試件制作過程。混凝土與鋼筋的力學參數分別如表1和表2所示。

圖3 試件制作過程Fig.3 Specimen Making Process

表1 混凝土材料力學性能

表2 鋼筋強度實測值

1.3 加載裝置及加載制度

本試驗采用1 000 kN電液伺服加載系統，并采取梁懸臂端加載的方式，固定柱身，將柱當作梁端的剛性約束，梁懸臂端施加水平往復力。試驗加載裝置如圖4所示，根據《建筑抗震實驗規程》(JGJ/T101—2015)[11]確定加載制度方案，采用全位移控制的加載方式。根據《建筑抗震設計規范》(GB 50011—2010)[12]對框架結構關于彈塑性的層間位移角不應大于1/50的限定。采用分級加載方式，分別為0.5、5、10、20、30、40、50、60、70、80、90 mm……每級加載循環3次，同時把試驗的數據及現象記錄下來，加載至最大位移或承載力下降到極限荷載的85%，當試驗不能正常進行安全加載時，停止實驗，具體加載制度如圖5所示。在本次試驗中規定，以試件的鋼筋搭接側受拉即位移量為正值的方向作為構件的正向加載，反之為負向加載。

圖4 試件加載裝置Fig.4 Specimen loading device

圖5 加載曲線Fig.5 The load curve

2 實驗現象及破壞形態

2.1 試件XJ-1

現澆試件XJ-1在加載位移達到10 mm時，梁柱的交界處出現第一條水平裂縫，隨著位移的增大，裂縫數量也逐漸增加；當位移量達到50 mm之后時，裂縫的數量與寬度進一步增加，逐漸發展成X型通縫；當位移量達到70 mm時，梁的兩側底部混凝土因受壓嚴重出現局部混凝土壓碎脫落，部分露出箍筋；當位移量達到90 mm時，荷載下降到峰值荷載的85%以下，梁底的兩側混凝土壓碎完全脫落，縱向受力鋼筋也在此時受拉屈服，鋼筋發生彎折變形，在梁的正面形成了明顯的X型交叉裂縫，試驗結束，試件破壞形態屬于彎剪型破壞。

2.2 試件WM-1

試件WM-1的位移量達到10 mm時，在梁的側面距離根部約30 mm處出現首條水平方向的裂縫；當位移量達到20 mm時，梁底部產生數條水平微裂縫；當位移量達到50 mm時，搭接側的豎向裂縫大量發展，產生深度豎向裂縫的原因是由于鋼筋之間相互錯動對混凝土造成擠壓；當位移量達到60 mm時，搭接側一面的梁根部混凝土脫落比較嚴重，鋼筋外露并喪失混凝土保護層握裹；當位移從60 mm加載至90 mm時，搭接側一面的混凝土繼續剝落破壞，最終WM-1因該側混凝土完全脫落導致試件失去承載力而破壞，搭接鋼筋90度彎折部位附近的混凝土出現水平環形裂縫，形成C型裂縫。

2.3 試件UX-1

對于試件UX-1，由于梁的兩側配筋方式不同，正向加載時搭接側鋼筋受拉，負向加載時搭接側鋼筋受壓，故梁兩側破壞形態表現有所不同。當位移量為10 mm時，梁柱交界面部位觀測到第一條微裂縫；當位移量為20 mm時，環扣鋼筋搭接側混凝土出現水平與縱向裂縫；當位移量為50 mm時，搭接側混凝大范圍剝落，鋼筋喪失混凝土保護層握裹，出現滑移現象；當正向加載位移量為90 mm時，搭接側鋼筋暴露在外，鋼筋環扣搭接區域的表面混凝土完全脫落，鋼筋屈服，構件承載力完全喪失，形成C型裂縫。

2.4 試件UX-2

試件UX-2與UX-1的區別在于U型搭接鋼筋彎折高度不同，但最終試驗現象同試件UX-1相似。形成C型裂縫范圍比較大，可能是環扣鋼筋包裹的混凝土范圍較大所造成的。相關試驗照片如圖6所示。

圖6 試件破壞情況Fig.6 Failure condition of specimen

2.5 滯回曲線

對4個試件的滯回曲線進行整理(圖7)，具體如下。

(1)試件XJ-1在位移量為20 mm之前處于彈性階段，加卸載曲線呈線性關系，幾乎沒有殘余變形。隨著加載位移的增加，節點處出現裂縫，曲線呈現出梭形的跡象。位移量在20～50 mm時，試件進入屈服階段，曲線呈現出弓形，試件的峰值荷載為206.95 kN；加載位移達到60 mm時，混凝土塊剝落導致試件恢復性能明顯下降。當位移變形量為80 mm時，曲線呈現出一定的反S形，捏縮效應非常明顯。位移量增大至90 mm時，試件破壞。總體來說，滯回曲線非常飽滿，耗能較好。

(2)試件WM-1位移量在10 mm之前處于彈性階段，加卸載曲線呈線性分布，隨著位移量的增加，滯回曲線出現明顯的不對稱現象，且“捏縮”較為嚴重。當反向加載位移量在20 mm時，試件達到峰值荷載，隨后荷載基本維持不變；正向加載位移量在30 mm時，試件達到峰值荷載223.78 kN，隨后荷載急劇下降直至試件破壞。

圖7 各試件滯回曲線Fig.7 Hysteretic curve of each specimen

(3)試件UX-1的滯回曲線呈現一種非對稱性且存在“捏攏”現象。試件位移加載在10 mm之前，曲線呈線性關系，之后荷載-位移曲線有所不同。位移加載量達到50 mm時，試件達到峰值荷載338.12 kN，但正向加載所達到的極限承載力值比反向加載的小，且荷載下降速率較快；當位移加載量超過50 mm時，承載力開始迅速下降；當位移達到90 mm時，承載力已下降至峰值荷載的85%以下。

(4)試件UX-2其滯回曲線類似于UX-1，滯回曲線呈現非對稱性，捏攏現象嚴重，正向、反向加載時承載力均與UX-1相當。

對比4種試件的滯回曲線可知：①采用彎錨連接的試件在抗震性能方面表現較差，搭接側鋼筋在低周往復荷載作用下出現較大滑移，從而導致試件的極限承載力與延性方面不如現澆和鋼筋環扣連接節點；②采用鋼筋環扣連接的試件的承載力高于現澆節點，但滯回曲線中出現了明顯的“捏縮”現象，由此可見其節點連接處產生了一定的鋼筋滑移；③采用不同彎折高度的鋼筋環扣連接的試件，滯回曲線的飽滿程度與極限承載力等大致相近，并未出現較大差異。

2.6 骨架曲線

根據滯回曲線，繪制出4個試件的骨架曲線，如圖8所示，得出如下結論。

圖8 試件骨架曲線對比Fig.8 Specimen skeleton curve comparison

(1)彎錨連接方式(WM-1)的梁柱節點較現澆節點(XJ-1)承載力相當，但彎錨連接的節點處荷載下降明顯。結合試驗現象和試件破壞形態可以看出，節點處混凝土極易被壓碎，當混凝土壓碎時，承載力迅速下降。

(2)采用鋼筋環扣搭接方式(UX-1)的梁柱節點試件較現澆試件(XJ-1)與彎錨搭接試件(WM-1)而言，反向加載下的承載力最大，屈服平臺也較長，說明試件有很好的塑性變形能力。在正向加載下的承載力介于彎錨體系和現澆體系，存在屈服平臺，但塑性變形能力不如現澆體系。

(3)試件UX-1和UX-2在正、反向加載下的承載力相當且骨架曲線基本一致。說明增加環扣鋼筋的彎折高度對試件的承載力以及塑性變形能力沒有很大影響。

2.7 耗能能力

耗能能力是衡量結構抗震性能的一個重要指標，采用了能量耗散系數α[13]對試件的耗能能力進行研究，圖9為4個試件的能量耗散曲線，可知：①當位移為60 mm時，現澆節點與彎錨連接節點的能耗系數為1.32與0.85，而采用不同彎折高度的鋼筋環扣搭接方式的梁柱節點的能耗系數介于前兩種節點之間，且后期階段未出現較大能耗系數下降趨勢，說明U形環扣搭接技術對結構耗能的貢獻較大；②UX-1與UX-2的能量耗散系數分別為0.96與0.91，說明增加環扣鋼筋的彎折高度反而不利于提高能量耗散系數。

圖9 能量耗散系數曲線Fig.9 Energy dissipation coefficient curve

2.8 節點剛度退化

剛度退化反映了構件在反復荷載作用下的累計損傷情況。采用割線剛度來表示試件的剛度，第i次正、反向割線剛度的計算公式分別為

(1)

原題：Models of the Earth's crust from controlled－source seismology—where we stand and where we go？

(2)

式中：Ki+為試件第i次正向加載的剛度；Ki-為試件第i次負向加載的剛度，+Fi、-Fi為第i次正、反向峰值點的荷載值，+Δi、-Δi分別為第i次正、反向峰值點的位移值。

圖10 試件剛度退化曲線Fig.10 Stiffness degradation curve of specimen

在不同變量影響下各試件的加載循環的剛度值曲線如圖10所示，分析可知：①在反向位移加載過程中，因鋼筋環扣搭接方式的節點構件在節點處配筋率大于彎錨搭接構件和現澆節點構件，因此試件UX-1，UX-2的反向加載的剛度均大于試件XJ-1、WM-1;②在正向位移加載過程中，可以發現，當試件屈服前，UX-1與UX-2的整體剛度基本相同，當試件屈服后，彎折高度較小的UX-1試件，剛度退化大于UX-2試件。

3 有限元分析

為了進一步探究鋼筋環扣連接的疊合梁柱節點的單調受力性能，結合ABAQUS有限元軟件對鋼筋環扣連接的節點進行單調加載模擬，模擬的工況如表3所示。

表3 不同工況試件參數

3.1 材料本構的選擇

使用ABAQUS軟件內自帶的塑性損傷模型[14]，混凝土本構關系則根據《混凝土結構設計規范》(GB 50010—2010)[15]中規定的混凝土應力-應變曲線求出。鋼材的本構關系采用的是雙折線模型，由彈性階段和強化階段兩部分組成[16]，鋼筋彈性模量Es=2.0×105MPa，屈服后的彈性模量取0.1Es，泊松比為0.3。

3.2 單元類型選取和網格劃分

模擬中混凝土選取的實體單元類型為C3D8R(8節點六面體縮減積分單元)，鋼筋則選用的是TRUSS(T3D2)單元，混凝土單元選用的尺寸為100 mm，鋼筋單元選用的尺寸為50 mm，網格劃分如圖11所示。

圖11 混凝土有限元試件網格劃分Fig.11 Mesh division of concrete finite element specimens

3.3 相互作用

采用和實際情況相符的分離式建模方法，通過“embedded region”將鋼筋內嵌到混凝土中，不考慮混凝土和鋼筋之間產生的滑移；并在梁端的中心點設置加載點，再將點與梁端面耦合。

3.4 分析步及加載制度

該模擬共設置2個分析步，初始分析步用于設置模型邊界條件與接觸作用，Step 1分析步用于設置梁端水平力的加載，單調加載采用位移控制 (以鋼筋環扣搭接側受拉為加載)，加載方式如圖12所示，位移控制最大值為50 mm。

圖12 試件加載方式Fig.12 Loading mode of specimen

4 模型計算結果分析

圖13(a)為單調荷載作用下不同搭接形式的試件位移-荷載曲線對比圖。通過有限元模擬所得的各試件的曲線均包括彈性、彈塑性、屈服、破壞4個階段，符合單調加載試驗的試件發展變化規律。在彈性階段，同等位移下采用鋼筋環扣搭接試件的承載力要大于彎錨搭接和現澆試件。在試件U-360和U-520在屈服后，承載力較現澆試件下降的更緩。

圖13 單調加載下的試件位移-荷載曲線Fig.13 Displacement-load curve of specimen under monotonic loading

圖13(b)為單調加載作用下不同彎折高度的鋼筋環扣連接試件的位移-荷載曲線，可以看出：在試件屈服前，5種不同試件的荷載與位移呈線性變化，試件的位移和荷載曲線受鋼筋環扣彎折高度的影響較小，各試件的曲線基本重合，且未出現剛度退化現象，沒有產生殘余變形。隨著位移的增加，試件的極限荷載隨著鋼筋環扣彎折高度的增大而減小。其中試件U-200在單調荷載作用下的極限承載力最高。分析可知：當鋼筋環扣彎折高度較小時，環扣搭接的鋼筋主要集中在梁的受拉區，此時環扣搭接能更好地傳遞拉應力，故鋼筋環扣彎折高度較小的試件在前期的承載力較大。

各個試件在單調加載位移達到約23 mm時，進入屈服階段，均出現承載力下降的情況。其中試件U-200與U-280的承載力下降的程度較大，而其他試件的承載力下降相對緩慢。分析可知：當鋼筋環扣彎折高度較大時(試件U-440與U-520)，環扣搭接A段鋼筋(圖12)布置在梁受壓區，在受拉區的鋼筋屈服后，環扣搭接A段的鋼筋能幫助受壓區的混凝土承擔壓力，防止混凝土過早被壓碎，故荷載-位移曲線下降的較為緩慢。

5 結論

通過對不同方式連接的節點進行低周往復加載試驗，對節點的滯回曲線、骨架曲線、耗能能力、節點剛度退化，位移延性及破壞模式進行研究，并結合有限元分析，得出以下結論。

(1)所提出的鋼筋環扣連接節點在低周往復荷載作用下的承載力和剛度退化方面優于現澆與彎錨節點，總體上能滿足實際工程中“等同現澆”的條件。

(2)試驗表明，增加鋼筋環扣的彎折高度可以提高節點的整體剛度，但對節點的耗能能力的提高并無太大影響。

(3)有限元模擬結果表明，鋼筋環扣連接試件的單調承載力及抗彎剛度均優于現澆試件。

(4)有限元模擬結果表明，增加鋼筋環扣的彎折高度，節點的抗彎剛度會下降，但受拉鋼筋屈服后，其承載力下降較緩。