有缺陷的装配式混凝土梁柱节点抗震性能试验研究

曹子健，李全旺

(清华大学土木工程系，北京 100084)

从1989 年美国旧金山地震[1]，到2008 年汶川地震[2]，震害调查均表明，装配式混凝土框架结构的节点是抗震中的薄弱环节，其连接性能极大地影响了整体结构的性能。出现整体性不足的主要原因在于，节点区域复杂的钢筋构造导致了钢筋严重重叠，使得在节点区域内施工变得十分困难，容易出现影响节点性能的缺陷。为了改善节点连接的抗震性能，国内外研究者主要采用了两种不同的方法。一是提出新的节点连接方式，对节点构造进行改进，例如：蔡建国等[3]对世构体系梁柱节点进行了试验研究；Vidjeapriya 等[4]利用加肋角钢对节点区域进行了加固；Parastesh 等[5]在预制柱节点区域增加了斜支撑钢筋；邹昀等[6]利用有限元模拟，对影响预应力自复位梁柱节点抗震性能的因素进行了分析；Guan 等[7]利用带压花锚固的预应力钢绞线对节点核心区域进行锚固。二是在节点后浇区引入新型材料，从而减少构造钢筋或纵筋的使用，例如：Choi 等[8]在节点区域内置入型钢并后浇ECC 材料；Maya 等[9]使用纤维增强混凝土(High Performance Fibre Reinforced Concrete，HPFRC)对节点进行二次浇筑；邓明科等[10]和Gou 等[11]分别在节点区域利用高延性混凝土(High Ductility Concrete，HDC)和低收缩工程水泥基复合材料(Low-Shrinkage Engineered Cementitious Composite，LSECC)代替普通混凝土，以减少节点区域的箍筋用量。这些研究为装配式混凝土结构设计提供了重要的参考依据，但需要注意的是，这些研究都是在实验室条件下进行，与实际施工环境有所不同，并且由于成本或施工工艺问题，其中很多节点形式目前还无法实现工厂化生产。

我国现阶段装配式施工技术还不够成熟，规模化生产条件与实验室条件存在差距[12]。在现场施工过程中，由于节点连接区域狭小，内部钢筋密集，且属于隐蔽工程，目前尚缺乏有效的检测手段对其浇筑后的内部质量进行检查，在施工验收合格的条件下，节点区域仍然存在可能削弱节点性能的缺陷。尤其是当装配式结构应用至高烈度区时，为了满足强节点的设计要求，节点区域需要密集配置大量钢筋，容易造成节点区域混凝土浇筑不密实，钢筋出现脱空，以及在节点四周出现其他可能影响到节点性能的问题。

因此，在现阶段发展装配式混凝土结构，有必要明确可能影响节点连接性能的缺陷类型，并进一步研究这些缺陷带来的不确定性对于节点连接性能及整体结构性能有多大的影响。本文针对当前技术最成熟、应用最广泛、抗震规范所推荐的后浇整体式梁柱节点，总结了节点区域的典型连接缺陷类型，并设计了一组试件进行模拟，通过拟静力加载试验研究其对节点抗震性能的影响。

1 试验设计与制作

本文按照《混凝土结构设计规范》(GB 50010-2010)[13]，“强柱弱梁”的设计理念，设计了一个后浇整体式框架结构梁柱节点。试件的尺寸及配筋如图1 所示，预制梁上部纵筋在节点区贯通，下部纵筋在节点内弯起90°锚固，弯钩内径为钢筋直径的4 倍，弯后直线长度为钢筋直径的12 倍，节点箍筋体积配筋率满足规范要求。考虑到有关灌浆套筒缺陷的类型及其成因已有了较多研究[14-17]，这些研究数据可以为进一步的分析提供支撑，因此本次试验重点关注节点区域的缺陷类型及性能，而不考虑灌浆套筒及其缺陷带来的影响，上下预制柱之间直接采用贯通纵筋进行连接。试件浇筑方案模拟装配式节点的建造方式，首先浇筑预制梁与预制柱，然后浇筑节点区域与叠合梁。两批次浇筑混凝土强度等级均为C50。梁、柱受力纵筋及箍筋均采用HRB400 级钢筋，轴压比为0.2。经过对设计单位和施工现场的走访调研，确定装配式框架节点区主要缺陷类型包括以下三种：

图1 试件尺寸及配筋 /mmFig. 1 Dimensions and reinforcement of specimens

1)装配式混凝土结构应用于高烈度区时，节点配筋复杂，钢筋密集重叠，节点区后浇混凝土在狭小的区域流动难度增大，后浇区内部的纵筋及箍筋周围，尤其是钢筋交错密集处的混凝土可能出现浇筑不密实，导致钢筋出现脱空，削弱了钢筋与混凝土之间的粘结作用。

2)根据《装配式混凝土结构技术规程》(JGJ1-2014)[18]要求，预制柱底表面应设置粗糙面。在浇筑混凝土时，施工人员首先在结合面部位施加缓凝剂，待脱模之后使用高压水枪对结合面进行冲洗，去除表面未凝结的浮浆与细骨料，从而形成粗骨料裸露的粗糙面。但由于混凝土在浇筑过程中出现粗骨料下沉等问题，冲刷后的粗糙面可能无法达到性能要求。

3)根据现行规程要求，预制柱底部应设置20 mm 接缝，并采用灌浆料填实，如图2 所示。通常采用的接缝层填充方式为：在周边固定模版进行封堵，在内部形成连通腔，灌浆料从进浆口中灌入，填充连通腔内部的缝隙，待灌浆料从出浆口流出后，对进浆口及出浆口进行封堵。但由于封堵不严密导致漏浆、内部空气未排净等问题的存在，接缝灌浆层浇筑不密实的问题在装配式结构施工中也普遍存在。

图2 装配式梁柱节点构造示意图Fig. 2 Details of precast concrete beam-column joint

围绕上述三种典型梁柱节点缺陷，设计了6 个中节点试件，设计细节见图3。

1)图3(a)为全现浇混凝土节点对比试件C-RC，梁柱纵筋均连续穿过节点区。

2)图3(b)为装配式混凝土节点对比试件P-RC-1，梁下部纵筋在节点区进行90°弯钩锚固。

3)试件P-RC-2 与试件P-RC-3 通过在装配式节点区钢筋上绑扎泡沫塑料，模拟节点区域钢筋周围混凝土不密实及钢筋脱空带来的影响，钢筋脱空表面积占节点区域钢筋总表面积分别为7.5%与15%，等同于钢筋锚固长度分别减少7.5%与15%，如图3(c)和图3(d)所示。

4)试件P-RC-4 试件制作时，预制柱表面不设置粗糙面，并用打磨、覆盖塑料膜的方法使得接触面尽量光滑，如图3(e)所示。

5)试件P-RC-5 柱底接缝灌浆处中心设置厚度20 mm、边长150 mm 正方形泡沫板，模拟接缝灌浆层内部未填充灌浆料，如图3(f)所示。

图3 试件设计细节Fig. 3 Details of specimens

2 试验过程及实验现象

2.1 加载装置及加载制度

试验的滞回加载在清华大学节点加载自平衡反力架上进行，加载装置如图4 所示。上下柱端支座均为铰接，梁外端的竖向作动器可施加反对称低周反复荷载。

图4 试验加载装置Fig. 4 Test setup

加载过程中，首先由上柱端的油压千斤顶对柱子施加轴力至预期的轴压比值，此时两端的竖向作动器应可自由移动，保证对梁不施加初始荷载。梁外端根据低周反复荷载拟静力试验加载制度，采用力-位移混合控制的加载方式。在梁端屈服之前，加载过程根据荷载进行控制。梁端屈服根据梁与节点交界处受拉钢筋是否屈服进行判断。在梁端屈服之后，加载过程根据位移进行控制，每个位移量循环三次，直至承载力下降至最大承载力的85%或加载装置无法继续加载，试验结束。

2.2 材料力学性能

试件C-RC 混凝土全部为第一批浇筑，其余5 个装配式试件预制梁与预制柱部分为第一批浇筑，节点核心区域与叠合梁为第二批浇筑。分别采用5 个边长150 mm 的立方体试块测得混凝土立方体抗压强度平均值，分别为第一批浇筑47.3 MPa，第二批浇筑50.3 MPa。试验中使用钢筋的材性试验结果如表1 所示。

表1 钢筋的材料性能Table 1 Material properties of steel

2.3 量测方案

采用位移计对梁端位移、塑性铰区域曲率及节点剪切变形等参数进行量测，并通过预埋钢筋应变片量测梁端塑性铰区、节点区的纵筋应变以及箍筋应变。每级加载结束后，采用裂缝显微镜对梁、柱及节点核心区的混凝土裂缝宽度进行量测。试验位移计布置方案如图5 所示，钢筋的应变片布置如图6 所示。

图5 位移计布置方案Fig. 5 Displacement measuring point arrangement

图6 应变片布置方案Fig. 6 Strain measuring point arrangement

2.4 试验现象及破坏状态

在低周往复荷载作用下，1 个全现浇节点和5 个装配式节点的破坏过程及特征基本相似，都经历了梁端及节点区域开裂、梁端屈服、极限、破坏4 个阶段，所有试件均为梁柱交接处梁段部位钢筋屈服且混凝土压碎而破坏，节点区域未发生剪切破坏。所有试件的最终破坏情况如图7 所示。

图7 试件破坏形态Fig. 7 Failure modes of specimens

在梁端施加荷载后，6 个试件均在作动器荷载为20 kN 时，在靠近节点附近的梁端出现垂直裂缝，随着荷载的增加，梁上裂缝的数量、长度和宽度都有发展，裂缝分布的范围向支座方向扩展，并随后在作动器荷载达到40 kN～50 kN，在节点核心区出现两条主斜裂缝。梁底部纵筋均在梁端作动器位移为16 mm 左右出现屈服。进入位移控制加载之后，节点核心区裂缝宽度发展较为稳定，均未形成贯通斜裂缝，6 个试件的斜裂缝最大宽度为0.2 mm～0.3 mm，无明显差别。

全现浇试件C-RC 在梁端作动器位移达到3 倍屈服位移时，梁柱交接处梁端混凝土保护层开始剥落；4 倍屈服位移时，梁端混凝土基本压酥；5 倍屈服位移时，梁端混凝土开始大块脱落。至试验结束，未观测到明显的纵筋滑移，节点处梁端最大裂缝为2.5 mm。试件P-RC-1、试件P-RC-4与试件P-RC-5 梁端混凝土破坏过程均与试件C-RC类似，但相比试件C-RC 混凝土脱落较少，且梁端开裂裂缝主要沿两批次浇筑混凝土的结合面扩展，最大裂缝分别达到3 mm、3.5 mm 和3 mm。

试件P-RC-2 和试件P-RC-3 均在在梁端作动器位移达到32 mm 后观测到了梁柱交接处梁端明显的钢筋滑移现象。梁端开裂裂缝主要沿新旧混凝土的结合面扩展，最大裂缝分别达到3 mm 和3.5 mm。位移达到5 倍屈服位移时，梁端混凝土压酥，但未出现大块脱落。

2.5 裂缝发展情况

屈服之前各个试件的裂缝宽度发展如图8 所示。所有试件梁端塑性铰区的开裂荷载均相同。试件P-RC-2 和试件P-RC-3 的顶部塑性铰区裂缝宽度高于底部塑性铰区裂缝宽度，这是由于底部弯钩锚固依然起到了一定的作用，导致在钢筋出现粘结滑移的情况下，塑性铰底部区域钢筋与混凝土可以实现相对顶部纵筋贯通区域更好的协同工作。当这组试件的裂缝宽度顶部与底部塑性铰区裂缝宽度均高于其他试件。全现浇试件的节点域裂缝宽度小于其他装配式试件，说明梁端塑性铰区域发展更加充分。节点区域的缺陷未对试件的节点域裂缝发展造成明显的影响。

图8 裂缝发展情况Fig. 8 Crack development

3 试验结果及性能分析

3.1 荷载-位移滞回曲线

根据试验测试结果，所有试件的右侧梁端荷载-位移滞回曲线如图9 所示。

图9 节点滞回曲线Fig. 9 Hysteresis curves of specimens

全现浇试件C-RC 滞回曲线形状饱满，在梁端作动器位移达到64 mm，即层间位移角约为1/25时，滞回曲线依然保持饱满、稳定的“梭形”，说明构件具有良好的耗能能力。其余装配式试件滞回曲线呈“Z 形”，具有典型的滑移型特征。其中，试件P-RC-2 与试件P-RC-3 的捏拢效应更为显著，且曲线的不对称现象称更为明显，这可能与缺陷在节点区随机分布所引起的不对称有关。

3.2 骨架曲线与延性

将滞回曲线各级加载的荷载极值点相连得到了骨架曲线，如图10。以能量等值法确定屈服位移，荷载下降至峰值荷载的85%时所对应的位移作为极限位移，对位移延性系数进行了计算，如表2 所示。试件加载过程中左侧与右侧同一方向的荷载存在微小差别，承载力和位移取为两侧同方向的平均值，其中梁向上为正向加载，向下为反向加载。

表2 试件位移延性Table 2 Displacement ductility of specimens

图10 节点骨架曲线Fig. 10 Skeleton curves of specimens

1)对比全现浇试件C-RC 与试P-RC-1、试件P-RC-2、试件P-RC-3 可以看出，正向加载各试件骨架线差别较小，且全现浇试件C-RC 延性系数更小；反向加载骨架线试件C-RC 高于其他装配式试件，且节点核心区有缺陷试件P-RC-2 和试件P-RC-3反向加载骨架线在加载后期下降很快。这是由于装配式混凝土梁下部纵筋采用了90°弯钩锚固，尽管在加载过程中装配式节点的钢筋粘结有所退化，但弯钩锚固依然起到了一定的作用，使得各试件正向加载骨架线差别较小，且均保持较好的延性；而反向加载时，装配式混凝土梁上部纵筋贯穿节点区，且节点核心区缺陷加重了试件P-RC-2和试件P-RC-3 的粘结退化，使得节点核心区缺陷试件的延性显著下降。

2)相比试件P-RC-1，试件P-RC-4 位移延性系数较低。这是由于未设置混凝土粗糙面，受拉荷载完全由节点区域钢筋与混凝土的锚固与粘结承担，混凝土损伤更大导致延性降低。但值得注意的是，在试验中也观测到，尽管试件P-RC-1 在试件制作时按照要求制作了粗糙面，在试验中依然出现了沿结合面发展的裂缝，结合面处新旧混凝土并没有很好地结合，加载中后期出现了与试件P-RC-4类似的现象。

3)试件P-RC-1 与试件P-RC-5 的骨架曲线与反向加载的位移延性系数均没有显著差别。这是由于按照“强柱弱梁”的设计原则，试件中柱的设计弯矩约为梁的设计弯矩的2 倍，因此在梁端纵筋屈服后，柱纵筋还远未达到屈服，接缝灌浆层中部脱空缺陷对于柱截面抗弯能力的削弱并未使得柱纵筋在试验中达到屈服，因此承载力没有明显差别。

3.3 强度退化

在循环往复荷载的作用下，达到相同位移幅值时，构件的承载力会随着循环次数的增加而降低，这种特性称为强度退化。强度退化可以用同一级加载位移下各次循环计算得到的强度退化系数λn来表示，计算方法如下：

图11 强度退化曲线Fig. 11 Strength degradation curves

试件C-RC 的刚度退化系数随着位移的增加缓慢降低，在4 倍屈服位移时降至0.9 左右。加载后期，由于梁端混凝土压酥与钢筋的屈曲，强度退化速度加快。

试件P-RC-1 与试件P-RC-4、试件P-RC-5 的强度退化规律类似。相比试件RC，3 个试件在加载前期强度退化速度更快，但一直维持着稳定下降。

试件P-RC-2 与试件P-RC-3 在2 倍屈服位移时λn迅速下降至0.9 左右，这是由于钢筋在加载前期即开始出现较为明显的滑移。随着位移的进一步增加，PC-2 正向强度退化系数有所回升，说明由于钢筋滑移的存在导致加载前期试件强度未充分发挥。但随着钢筋与混凝土之间锚固的进一步减弱，λn下降至0.8 甚至更低。

3.4 刚度退化

刚度退化是指结构构件在循环加载时，刚度会随着循环荷载次数的增加而降低。刚度退化可以采用如下式计算的环线刚度来表示：

1)对比全现浇试件C-RC 与装配式试件P-RC-1、试件P-RC-2 与试件P-RC-3 可以发现，随着节点内部缺陷的增加，屈服位移点的环线刚度依次减小，这是由于内部缺陷影响了节点区域混凝土的密实度，导致节点区域混凝土弹性模量降低，但这种影响相对较小，因此屈服位移点的环线刚度数值也较为接近。随着位移的增大，由于钢筋粘接的削弱导致钢筋滑移更早出现，因此，试件P-RC-3与试件P-RC-2 的刚度退化更加迅速；全现浇试件C-RC 整体性更好，混凝土的耐损伤能力较强，刚度退化发展较为缓慢。

2)试件P-RC-4 在达到屈服位移时的环线刚度大于试件P-RC-1 与试件P-RC-5，这是由于未设置粗糙面导致新旧混凝土无法协同工作，受拉荷载完全有钢筋承担，而钢筋的弹性模量高于混凝土，导致初始刚度增大。在2 倍屈服位移后三个试件的环线刚度曲线几乎完全重合，这也佐证了由于出现沿结合面发展的大裂缝，试件P-RC-1 与试件P-RC-5 在加载后期的性能与未设置粗糙面类似。

3.5 耗能能力

对滞回曲线的观察发现，现浇节点RC 的滞回曲线形状呈梭形，装配式节点与现浇曲线相比呈典型的滑移型(Z 型)特征，并且PC-2 与PC-3 的滑移型特征更加明显。本文中采用等效粘滞阻尼系数 ηeq来衡量试件的滞回耗能能力，定义为：

图12 刚度退化曲线Fig. 12 Stiffness degradation curves

式(3)中各图形的面积详见图13 所示。随着试件耗能能力变弱，等效粘滞阻尼系数 ηeq将逐渐减小。图14 绘出了各试件等效粘滞阻尼系数 ηeq与位移的关系。可以看出，全现浇混凝土试件C-RC的等效粘滞阻尼系数 ηeq随位移的增加而稳定增长，在位移超过4 倍屈服位移后有所下降，这也与滞回曲线所反映出的信息一致。试件P-RC-1、试件P-RC-4 和试件P-RC-5 在3 倍屈服位移后ηeq开始迅速下降，且 ηeq整体小于试件C-RC，说明节点核心区的纵筋滑移早于全现浇试件，且耗能能力弱于全现浇试件。试件P-RC-2 和试件P-RC-3的等效粘滞阻尼系数 ηeq在位移仅为2 倍屈服位移时即不再增长，且相应 ηeq仅为全现浇试件的一半，说明节点核心区缺陷显著影响了钢筋的粘结性能，使得纵筋在早期即出现了严重的粘结退化，耗能能力也相应大幅降低。

图13 典型加载滞回环曲线Fig. 13 Typical hysteresis loop in cyclic loading

图14 试件等效粘滞阻尼系数曲线Fig. 14 Equivalent viscous damping coefficient curves of specimens

3.6 钢筋应变

试验测量了箍筋和纵筋的应变，所有试件均为梁端纵筋先行屈服，柱纵筋最大拉应变低于1000 με，柱箍筋最大拉应变小于1500 με。图15绘制了6 个试件节点区域箍筋的典型应变，其中，试件P-RC-2 和试件P-RC-3 的箍筋应变显著小于其他试件，说明由于钢筋粘结锚固能力的减弱，节点核心区的桁架机构作用减弱，节点核心区的箍筋变形能力没有得到充分发挥。装配式混凝土试件P-RC-1、试件P-RC-4 和试件P-RC-5 的箍筋应变类似，且均小于全现浇试件C-RC，这与试验中观察到装配式试件出现纵筋滑移，钢筋粘结锚固能力有所减弱的现象一致。

图15 节点区箍筋应变Fig. 15 Stirrup strains in joint area

4 试验数值模拟

根据试验结果可以看出，钢筋与混凝土之间的纵筋滑移是影响装配式节点抗震性能的主要因素。为了对该影响进行进一步的量化，本文采用OpenSees 非线性有限元分析程序[19]，对试验结果进行了模拟。

4.1 梁柱节点模型

OpenSees 程序中集成了专用于钢筋混凝土框架节点分析的Beam-Column-Joint 单元模型，综合考虑了节点区域梁柱纵筋的粘结滑移行为、节点核心区的剪切性能以及节点周边剪力传递能力三方面的节点抗震受力状态，模型组成如图16 所示。该模型通过三种零长度弹簧分量对上述三种节点受力状态进行了模拟：

图16 Beam-Column-Joint 单元模型Fig. 16 Beam-Column-Joint element model

1)位于节点核心区域四周的8 个钢筋滑移弹簧模拟节点核心区与梁、柱结合面位置处纵筋与混凝土之间的锚固性能，可以考虑纵筋粘结退化所引起的节点强度与刚度的退化。

2)位于节点核心区域中心的1 个剪切弹簧模拟节点核心区域的非线性剪切行为，可以考虑核心区剪切失效所引起的节点强度与刚度的退化。

3)位于节点核心区与梁柱结合面的4 个剪切弹簧模拟交界面处的剪力传递能力。对于上述三种弹簧分量，OpenSees 程序提供了Pinching4 材料模型[20]，用来对循环荷载作用下构件滞回曲线的捏拢效应进行更好的模拟。Pinching4 材料通过骨架线、卸载-再加载路径以及控制损伤演化的3 组损伤参数来定义，其典型滞回曲线如图17 所示。其中，骨架线(曲线1 与曲线2)的8 个特征点通过正负各8 个参数确定，卸载-再加载路径(曲线3 与曲线4)通过正负各3 个参数确定。3 组损伤参数分别模拟卸载刚度退化、再加载刚度退化和强度退化，均采用了1985 年由Park 和Ang 提出的广义破坏指标理论[21]。

图17 Pinching4 材料滞回规则Fig. 17 Hysteresis rule of Pinching4 material

4.2 材料本构定义

混凝土材料采用OpenSees 材料库中提供的忽略混凝土受拉强度的Concrete01 材料进行模拟，受压骨架曲线按照修正Kent-Park 混凝土模型[22]进行取值。该模型混凝土受压应力-应变关系如下：

ε≤Kε0

当 (混凝土受压应力-应变曲线上升段)：

当 ε ＞Kε0(混凝土受压应力-应变曲线上升段)：

钢筋的材料本构采用OpenSees 材料库中提供的Steel02 材料模型进行模拟，该模型的钢筋应力-应变滞回关系基于Menegotto 提出的等向强化Giuffre-Menegotto-Pinto 钢筋滞回本构模型[23]进行建立，可以反映钢筋的Bauschinger 效应，如图18所示。该模型的应力应变关系为：

图18 Guiffre-Menegotto-Pinto 钢筋材料本构模型Fig. 18 Guiffre-Menegotto-Pinto constitutive relationship of steel

式中：σ 和ε 分别为当前曲线上的应力和应变；σr和εr分别为应变反向点的应力和应变；σ0和ε0分别为屈服点的应力和应变；b为钢筋的硬化系数；ξ 为上一循环塑性应变的绝对值；R为反映Bauschinger 效应的曲率参数，R越小，Bauschinger效应越显著；R0、R1和R2是根据试验测定的材料参数，根据推荐取值为R0=18.5、R1=0.925 和R2=0.15。

4.3 钢筋粘结滑移模型

模型中的钢筋滑移弹簧根据Eligehausen 钢筋滑移模型[24]建立，粘结应力与滑移量的关系通过下式定义：

式中：τ 为钢筋与混凝土之间的粘结应力；τ1为粘结应力的最大值；τ3为残余粘结应力；s为钢筋与混凝土之间的滑移值；s1为达到粘结应力最大值时的滑移值；s2为粘结应力开始下降时的滑移值；s3为进入残余应力段的滑移值；β 为上升段系数。根据Eligehausen 的建议，在计算中取值为τ1=17 MPa，τ3=5.6 MPa，s1=0.8 mm，s2=3 mm，s3=10 mm，β=0.4。

节点单元有限元模型中的钢筋滑移弹簧需要将钢筋粘结应力-滑移位移关系转换为弹簧力-滑移位移关系：

式中：F为弹簧力；τ 为钢筋粘结应力；nb为钢筋数量；d为钢筋直径；le为钢筋锚固长度。依照《混凝土结构设计规范》(GB 50010-2010)[13]，对于普通钢筋，钢筋锚固长度按照下式进行计算：

式中：fy为钢筋抗拉强度；ft为混凝土轴心抗拉强度；α 为锚固钢筋的外形系数，光圆钢筋取0.16，带肋钢筋取0.14。对于本文试验中钢筋粘结锚固长度削弱的试件，按照比例对钢筋锚固长度进行折减。

4.4 核心区剪切性能及交界面剪切性能

节点核心区非线性剪切性能采用Vecchio 和Collins 提出的修正斜压场理论(MCFT)[25]。该理论考虑裂缝处的钢筋应力达到屈服强度时对钢筋混凝土板抗剪性能的影响，并建立了开裂混凝土的本构关系，可以较准确地考虑混凝土开裂对抗压性能的影响。通过给定一系列主拉应变ε1，可以计算得到一系列剪应力与剪应变，从而获得一条完整的剪应力-剪应变骨架曲线，计算流程图如图19 所示。

图19 修正斜压场理论求解流程图Fig. 19 MCFT calculation flow chart

由于节点核心区与梁、柱交界面处的抗剪刚度较大，一般均处在弹性范围内，试验中也未观测到梁、柱交界面发生大剪切变形的情况，因此节点单元的交界面剪切弹簧定义为刚度无限大的弹性材料，即不考虑交界面处的剪力传递能力的退化。

4.5 数值模拟结果

对试验中有明显差别的三个试件P-RC-1、试件P-RC-2 和试件P-RC-3 进行了数值模拟，其中试件P-RC-1 的钢筋锚固长度按照式(11)进行计算，试件P-RC-2 和试件P-RC-3 按照试验条件，钢筋锚固长度分别减少7.5%和15%，计算得到的模拟结果与试验结果的对比如图20 所示。有限元模拟结果中的加载刚度、承载力、卸载刚度均与试验结果较为吻合，并且可以很好地反映装配式节点的捏拢现象，证明通过以上方法建立的有限元模型可以有效地钢筋粘结锚固能力削弱对节点性能带来的影响。

图20 滞回曲线模拟结果与试验结果对比Fig. 20 Comparison of simulation and test results of hysteresis curves

为了进一步探究钢筋粘结锚固缺陷对节点性能的影响，将有限元模型中的钢筋锚固长度作为参数，通过数值模拟计算得到不同锚固长度下节点的骨架曲线，如图21 所示。可以看到，随着锚固长度的降低，节点的强度和等效刚度均不断降低。

图21 不同锚固长度的装配式梁柱节点骨架曲线Fig. 21 Skeleton curves of beam-column joint with different anchorage lengths

5 结论

本文总结了后浇整体式框架结构节点的三种典型缺陷，通过5 个装配式梁柱节点和1 个全现浇节点进行了拟静力试验，研究缺陷对于节点抗震性能的影响。通过在OpenSees 非线性有限元分析程序中考虑钢筋混凝土之间的粘结滑移关系与节点区域的剪切性能，对试验结果进行了数值模拟。研究结果表明：

(1)节点核心区混凝土浇筑缺陷影响钢筋的粘结锚固性能，使得纵筋在较小的位移下发生滑移，滞回曲线捏拢现象严重，节点的强度及耗能能力均有所降低，是影响装配式节点抗震性能不确定性的主要因素之一。

(2)相比于节点核心区混凝土浇筑缺陷，柱底粗糙面处理不到位和接缝灌浆层未填实这两种缺陷对节点抗震性能的影响不明显。

(3)通过考虑节点区域钢筋粘结滑移关系的削弱，有限元模型结果与试验结果吻合良好，说明该模型可用于模拟带缺陷的装配式梁柱节点的力学性能，为装配式框架结构的抗震可靠性分析提供帮助。