装配式混凝土梁柱节点U型钢筋环扣连接性能研究

陈宜虎，卢旦，张敏,谢光信

(1.贺州学院建筑工程学院， 广西贺州542800； 2.华东建筑设计研究院有限公司， 上海200002；3.桂林理工大学土木与建筑工程学院， 广西桂林541000)

0 引言

国内外大地震的震害调查表明：预制混凝土框架结构的破坏主要表现为各构件间连接破坏，以及由此导致的结构整体离散和倒塌[1]。因此，预制构件间的连接是装配式混凝土结构体系中的研究重点，同时也是结构整体安全性能研究的前提和基础。为保证装配式钢筋混凝土框架结构的抗侧能力，目前我国装配式混凝土框架结构梁柱节点大多数采用梁纵筋锚入节点核心区后现场浇筑的方式。国内外学者对不同参数形式的装配整体式混凝土框架的连接节点进行了试验研究。RETREPO等[2]对一种叠合梁—现浇柱形式的装配整体式梁柱节点进行了研究，该种形式节点采用预制梁底部纵筋90度弯折后锚固于节点核心区，试验结果表明，这种连接节点的抗震性能与现浇节点基本相同。BLANDON等[3]对梁底纵筋90度弯折于后浇核心区，直线段长度8d的一榀两层装配式混凝土框架进行了试验研究。试验过程中出现了梁底纵筋滑移、结构承载力下降的现象，说明该构造无法有效锚固梁底纵筋。国内学者[4-14]分别对梁底纵筋采用直线锚固、90度弯折锚固、锚固板连接、焊接连接等形式的装配式节点及框架结构本身进行了试验研究，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 %，装配式节点的抗震性能与现浇节点接近，对采用锚固板连接的装配式节点需采取防止锚头周围混凝土局部破坏的措施。蔡建国等[15]对节点两侧叠合梁底部预应力钢绞线通过U型钢筋搭接连接的法国世构体系进行了研究，结果表明，当加载至2倍梁端屈服位移时，U形钢筋发生滑移。赵作周等[16]研究了既可适用于梁柱连接又可适用于主次梁连接的梁纵筋采用钢筋套筒连接的节点性能，进行了装配式节点与现浇节点的对比试验，结果表明，核心区剪切破坏的装配整体式混凝土节点试件的破坏过程、裂缝分布、刚度退化等性能与现浇对比节点基本一致，装配式节点与现浇节点的抗震性能基本相同。

从以上研究可以看出，现有的装配整体式混凝土框架梁柱节点连接大多采用预制梁纵筋在节点核心区内锚固，而钢筋的连接或锚固方式多为直线锚固、弯折锚固、锚固板锚固或焊接连接、钢筋套筒连接。这种节点构造虽然在理论和试验结果上均满足“等同现浇”的设计原则，但由于节点处锚入钢筋数量多，钢筋相互干涉现象严重，不但影响了现场施工效率，而且核心区钢筋密集导致混凝土浇筑密实度难以保证，节点质量存在安全隐患。

本文提出了一种钢筋U型环扣连接的装配式混凝土新型连接节点构造。设计并制作了4个装配式连接节点和2个现浇节点对比试件，通过单调静力加载试验和拟静力试验，对比了装配式新型节点与现浇节点的承载力、变形能力、滞回性能等宏观表现，以及混凝土、钢筋的应力应变过程等微观机理，为进一步深入研究此类节点的抗震性能与设计理论奠定了基础。

1 节点构造

本文提出的混凝土框架梁柱节点U型钢筋环扣连接构造如图1所示：框架梁的上部纵筋和下部纵筋连成U型钢筋，梁柱节点核心区柱纵筋之间空间内布置封闭环形的钢筋，并与上述梁U型纵筋相互形成指搭接，从而在梁端形成一对U型环扣，在环扣的四个角部放置四根短插接钢筋，U型钢筋环扣连接段箍筋加密。此新型节点的构造简单，施工方便，解决了传统的后浇整体式连接节点的梁柱核心区钢筋锚固复杂困难的问题。

(a) 节点正视图

(b) 节点俯视图

(c) 模型实景图

图1 钢筋U型环扣连接节点
Fig.1 Joint of ring buckle connection with U-shaped steel

2 试验介绍

2.1 试件设计及制作

试验设计了2组共6个节点试件，每组3个，其中第一组试件用于进行单调加载试验，第二组试件用于进行拟静力试验。试件呈倒T型，梁段长1.6 m，梁截面尺寸为300 mm×340 mm；柱段长为1.2 m，柱截面尺寸为340 mm×400 mm。梁对称配筋，上下各配4根HPB300直径8 mm的纵向受力钢筋，搭接钢筋采用3根直径为10 mm的HPB300钢筋，纵筋保护层厚度设为20 mm，混凝土强度等级为C30。两组试验均分为A、B、C三个试件，A为现浇节点，B、C为不同搭接长度的装配节点,其中B装配节点U型钢筋搭接长度200 mm，C装配节点U型钢筋搭接长度300 mm。表1为试件的主要设计参数及编号，试件的几何尺寸及构造如图2所示。U型钢筋搭接段箍筋加密间距50 mm，非加密区箍筋间距100 mm。

表1 试件主要设计参数Tab.1 Main design parameters of specimens

单位：mm

(a) U型连接试件(C试件) (b) 传统连接试件(A试件)

图2 试件几何尺寸及构造
Fig.2 Geometric dimensions and details of specimens

装配式节点试件B-1、2和C-1、2的制作过程为：①制作预制梁、预制柱，梁端留出350 mm长后浇段，封闭环型搭接钢筋预埋在预制柱中。预制梁端部伸出待连接的U型纵筋，预制梁端部和预制柱缺口侧面设置抗剪键槽并加工成为粗糙面。②预制梁、柱混凝土设计强度为C30，当预制梁、柱混凝土强度达到设计强度后，吊装就位，U型钢筋搭接后绑扎加密区箍筋。③支设后浇段模板，浇筑混凝土，后浇混凝土采用微膨胀混凝土，避免结合面因干缩而出现裂缝。现浇试件A-1和A-2混凝土一次浇筑完成。图3为制作完成的试件。

图3 制作完成的试验构件Fig.3 Fabrication of assembled monolithic joint

2.2 材料性能

如上所述，预制试件B-1、B-2和C-1、C-2分预制梁、柱和后浇段2个批次浇筑，现浇试件A-1和A-2混凝土一次浇筑完成，每次浇筑混凝土时预留3个150mm×150mm×150mm的立方体试块，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fcu,m，结果列于表2中。

梁柱纵筋、箍筋、U型搭接钢筋均采用HPB300钢筋，钢筋强度实测值见表3。表3中fy为钢筋的屈服强度，fu为钢筋的极限强度。

表2 混凝土立方体抗压强度实测值Tab.2 Measured concrete cubic compressive strength

表3 钢筋强度实测值Tab.3 Measured reinforcement strength

2.3 加载方案及测量

图4 试验加载装置Fig.4 Test setup and layout of displacement transducer

对于一般的梁柱节点单调加载试验和拟静力试验，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，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。由于本试验主要研究对象为梁端破坏，而非梁柱节点核心区破坏，因此无需考虑P-Δ效应对连接受力性能的影响。为此，本次试验采取梁悬臂端加载的方式，并将柱固定，使柱成为梁端的刚性约束，梁悬臂端施加水平力和往复力。试验加载装置如图4所示。

试验前，根据材料实测强度和试件的破坏形态，计算试件的屈服弯矩，并换算为梁端屈服水平力Pv。当施加的梁端水平力Pb≤Pv时，按力控制加载；当Pb>Pv时，按梁悬臂端水平位移Δb(下文称为梁端水平位移)控制加载。在拟静力试验的力控制阶段，Pb分为0.5Pv和0.75Pv两级施加，每级荷载循环2次。定义Δy为梁端屈服位移，在拟静力试验的位移控制阶段，按1Δv、2Δv、3Δv、4Δv、5Δv……逐级加载，每级位移循环加载2次，直至试件内钢筋拉断。

测量内容包括梁端竖向力、位移、钢筋应变、U型环扣核心区内混凝土应变。测控系统由加载系统MAX、静态应变采集系统UT和位移测试系统HY三个部分组成。加载系统MAX提供作动器实施加载力和位移。静态应变采集系统UT由应变采集仪输出钢筋和混凝土应变片采集的物理量。混凝土应变片选用BX120—50AA免焊应变片，将其粘贴于事先预制好的混凝土小试块上，再将小试块就近埋置于U型环扣钢筋内侧。钢筋应变片选用BE120—3AA免焊应变片，装配式试件钢筋的应变片分别布置在梁内2根U型钢筋和3根环型钢筋的内筋表面，现浇试件钢筋的应变片分别布置在梁内4根纵筋的内表面，应变片现场粘贴部位如图5所示。

位移测试系统采用有线组网连线方式，选用HY—65050F数码位移传感器。位移传感器数量为5个。其中3个位移传感器分别布置于梁柱节点试件加载平面内的梁端同加载的高度处、梁柱节点处上方、梁柱节点处近台座面上方；另2个位移传感器分别布置于梁柱节点试件加载平面外的梁端同加载的高度处、梁柱节点处近台座面上方。

(a) 传统连接钢筋应变片

(b) U型连接钢筋应变片

(c) U型连接混凝土应变片

3 试验现象及破坏形态

3.1 单调加载破坏

装配式试件和现浇试件均按梁端弯曲破坏设计，当加载至20 kN左右，A-1、B-1和C-1试件均在梁固端受拉侧出现第一条弯曲裂缝。继续加载，各试件陆续出现多条裂缝，所不同的是，现浇试件的裂缝出现在距离梁根部0.5倍梁高范围(150 mm)内，裂缝少且粗，靠近梁根部的裂缝上下贯通；装配式B-1试件的裂缝出现在距离梁根部150 mm之外，装配式C-1试件的裂缝出现在距离梁根部200 mm之外。B-1和C-1试件的裂缝集中在U型环扣的边界，靠近梁根部U型环扣边缘的裂缝宽度最大。U型环扣内的核心区受拉边缘宜出现多条裂缝，裂缝细而短，达到U型环扣边界即停止发展，核心区内部未出现裂缝。当加载至26 kN时各试件均在梁端柱边出现贯通裂缝，节点进入塑性屈服阶段。

3.2 拟静力试验

试件A-2、B-2和C-2加载至屈服荷载前，裂缝开展情况与单调加载试验类似。当加载至2Δv时，梁弯曲裂缝向悬臂端发展，在核心区域边界外的梁端部开始出现新的裂缝，间距约为50 mm，最大裂缝宽度为1 mm左右，出现在梁根部与柱交界面。当加载至4Δv时，梁根部裂缝完全贯通，裂缝宽度约10 mm，受压区表面混凝土大量剥落，U型环扣核心区内的混凝土基本保持整体；当加载至6Δv时，试件发出清脆的声响，后浇段靠近悬臂端受压区混凝土被压溃后脱落，梁纵筋和箍筋外露，纵筋被拉断，试件无法继续承受荷载而失效，图6为试件开裂后照片，现浇试件与装配试件类似。

(a) 受拉侧

(b) 受压侧

图6 试件裂缝开展情况
Fig.6 Shape of cracks on specimens

4 试验结果及分析

4.1 承载力与变形能力

表4列出了单调加载试验中各试件的屈服点、极限荷载以及极限位移，将装配试件与现浇试件的相应数据进行对比可以看出，搭接长度300 mm的装配式C-1试件的屈服荷载、极限荷载略高于现浇试件，而搭接长度200 mm的装配式B-1试件的屈服荷载与现浇试件基本相当，但极限荷载明显低于现浇试件，说明搭接长度对于U型环扣连接节点的承载力影响较大。

表4 试件特征点的实验结果Tab.4 Test results of specimens at main stages

图7 单调加载试验荷载位移曲线Fig.7 Load-displacement curve of monotonic loading test

图7为列单调加载试件的荷载位移曲线，从图中数据可以看出：①三个试件的开裂荷载约为20 kN；②A-1现浇构件在开裂后，受拉区混凝土退出工作，受拉区纵筋承担更多的荷载，开始屈服，构件的刚度降低，随着荷载的增加，受拉区纵筋的应力也增加，在接近40 kN时，受压区的混凝土被压碎，整个构件失去承载能力；③B-1、C-1两个装配式试件的延性均明显高于现浇试件，说明本次试验中，钢筋U型环扣连接节点的延性性能优于现浇节点。

定义试件的割线刚度K为Vc与Δc的比值，结果见表5。由表中数据可见，装配式试件的初始刚度与现浇试件基本相同；开裂后装配式试件的刚度小于现浇试件，B-1试件和C-1试件刚度与A-1试件相比约为0.76和0.85，即装配式试件的刚度随着U型钢筋连接区段长度的增加而增加。

表5 试件刚度特征的试验结果Tab.5 Test results of stiffness characteristics of specimens

4.2 钢筋与混凝土应变

图8中给出了试件A-1和试件C-1梁纵筋典型测点应力与悬臂梁端水平位移的关系曲线，从图中曲线可以看出，试件开裂前，现浇和装配构件中受拉钢筋的应变发展规律基本一致；试件开裂时，现浇试件的钢筋应力大于装配试件的钢筋应力；开裂后，装配式试件钢筋应力应变增长缓慢，当达到钢筋最大应力时现浇试件梁端位移约为50 mm，装配式试件的最大位移约为120 mm。

试验中通过预埋在混凝土内部的应变片，测试了每级荷载作用下梁端U型钢筋围合区内混凝土截面受压与受压侧的应变情况。图9中给出了试件C-1混凝土中的典型测点在不同加载级别下的应变位移。从图中数据可以看出，构件开裂前截面应变基本符合平截面假定，位于传统梁受压和受拉区域的混凝土分别为受拉和受压应力状态；开裂后，装配式U型环扣钢筋所包围范围内混凝土均处于受压状态。

图8 钢筋应力与位移关系曲线
Fig.8 Stress-displacement curve of steel bar

图9 混凝土应力与位移关系曲线
Fig.9 Stress-displacement curve of concrete

4.3 耗能能力

图10为A-2试件、B-2试件、C-2试件通过拟静力试验得到的滞回曲线，滞回曲线反映了节点的耗能能力和承载力变化趋势。从图中可以看出，三个试件在弹性受力阶段的滞回曲线均呈狭长的直线，包围面积很小，试件几乎不耗散能量。试件破坏前，滞回环呈现出饱满的、稳定的梭形，随着加载级的增大，耗能逐渐增多，滞回环开始由梭形向弓形转变，在零位移附近呈现一定的水平段，但未出现明显的“捏缩”现象。正向加载和反向加载的滞回曲线基本对称。采用U型钢筋环扣连接的B-2试件、C-2试件表现出很大的变形能力，悬臂端位移达到60 mm左右时试件的水平荷载达到峰值，并保持承载力不变，直至位移达到120 mm左右钢筋被拉断，试件表现出卓越的延性。

图11所示为各试件的荷载—位移骨架曲线。骨架曲线中屈服点确定采用等效刚度法，结构延性μ采用结构的破坏位移Δu与结构屈服位移Δy之比确定。以荷载下降到峰值荷载的85 %作为试件的破坏点(试件破坏时，承载力未下降至85 %，则取试件破坏时的位移为)。从图中可以看出，三个试件的初始刚度基本相同，且在钢筋拉断前三条骨架曲线比较接近，B-2、C-2曲线具有相近的承载力和耗能能力，并显著大于A-2试件。三个试件的结构延性分别为：μA=8.7，μB=20.6和μC=21.2，即B-2、C-2试件的延性约为A-2试件的2.4倍。

图10 各试件滞回曲线
Fig.10 Hysteretic loops of specimen

图11 骨架曲线
Fig.11 Skeleton curves of specimen

4.4 破坏机理分析

根据试验及有限元分析得到的钢筋及混凝土应力可知，本文提出的U型钢筋环扣连接的受力模式与传统钢筋锚固破坏完全不同。由于试件A(现浇构件)中受力钢筋是整根贯通的，混凝土开裂前，钢筋与混凝土共同受力，钢筋均匀受拉且应力较小。混凝土开裂后，裂缝处混凝土退出工作，应力全部由开裂处的钢筋承担，钢筋应力激增，但离开裂缝一定范围后由于混凝土的握裹作用，钢筋仍然与混凝土共同承担构件内力，钢筋应变减小，应力充分发挥段长度短。整个构件的延性与耗能能力与裂缝的分布情况有关，裂缝越多越密，构件延性与耗能性能越好。

试件B、C(装配构件)中利用U型环扣钢筋进行传力，由于环扣钢筋在混凝土中的锚固长度较短，构件受力后钢筋周边的混凝土很快因咬合失效而退出工作，钢筋的锚固力由混凝土及角部横向插筋对环形钢筋的法向力分量提供，如图12所示。从裂缝到横向插筋范围内，试件B、C(装配构件)中环形钢筋的应力流是均匀而连续的，即发生充分变形的钢筋长度远大于试件A(现浇构件)，图中应力面积反映了试件B、C(装配构件)具有比连续布筋的现浇节点更强的延性与耗能性能。

(a) 现浇节点

(b) 装配节点

图12 钢筋应力分布示意
Fig.12 Stress distribution of steel bars

5 结论

① 装配式混凝土钢筋U型环扣连接构造可应用于梁柱节点、主次梁连接等部位，该连接构造通过环扣钢筋所包围的核心区混凝土形成“插销式”连接，环扣钢筋能有效传递连接所需拉、压力，保证了连接的安全性，同时可有效提高现场施工效率。

② 钢筋U型环扣连接试件的破坏过程、不同特征点时的裂缝分布、承载能力、变形能力、延性、刚度以及耗能能力均与现浇对比试件有着明显的优势；与普通梁柱连接相比，新型连接实现“等同现浇”，并满足“强节点，弱构件”的设计理念。

③ 采用新型U型钢筋环扣连接装配而成的梁端节点与普通现浇梁相比，裂缝开展较为缓慢，环扣核心区混凝土保持了较好的弹性，与普通现浇连接相比，新型连接的滞回曲线更饱满，连接节点破坏呈现较为典型的延性破坏。

④ U型钢筋环扣的搭接长度对节点承载力和刚度有一定影响，但对节点延性的影响较小。本文的试验可为进一步开发装配式半刚性节点提供基础性研究。