当前,为了解决我国建筑行业年轻劳动力严重不足以及环境污染持续恶化的现状,国务院出台意见 ^[1]明确指出,未来我国要大力发展装配式混凝土新型建筑。装配式后浇整体混凝土框架建筑因其能够实现建筑的绿色低碳、产业化和工业化而得到广泛推广,其梁柱节点的可靠性连接直接影响整个装配式框架结构在地震下的安全性。因此,研究梁柱节点的抗震性能成为装配式框架结构的重点。

　　 国内外学者对装配梁柱节点钢筋采用不同连接方式、混凝土力学性能以及影响节点性能的因素(如轴压比)进行了抗震试验研究 ^{[2,3,4,5,6,7,8,9,10,11,12,13,14]}。赵作周 ^[2]对梁柱纵筋采用钢筋挤压套筒的边节点、中节点进行了拟静力试验研究,结果表明,挤压套筒连接能够保证钢筋的有效传力,实现设计节点预定的破坏结果。于建兵 ^{[4,5,6,7,8,9]}开展了预应力钢绞线代替梁筋锚固核心区,并采取配置附加箍筋的“U”形键槽世构体系的节点试验,结果表明,该新型节点能够满足《建筑抗震设计规范》(GB 50011—2010) ^[15]要求,能够实现梁铰外移的塑性破坏形式。目前已有的针对装配梁柱节点的研究,柱截面多为常规矩形,且大多未考虑楼板的加强作用。装配式异形框架结构建筑兼有普通框架结构柱布置灵活、开间大的优点,且异形柱抗震刚度大、建造速度快,能够较好地适用于各类建筑 ^[16]。

　　 本文以济南章丘区中国中铁诺德名府项目(北区)105#别墅为背景,针对别墅将要采用的新型节点(考虑不同的钢筋连接方式——直螺纹套筒连接和搭接连接),选取中间层的边柱、中柱节点,对柱施加恒定轴压力,进行新型节点和对比节点的低周反复荷载试验,对比分析两者裂缝的开展情况、最终破坏状态和各项抗震性能指标。

　　 设计并制作了2组足尺的异形柱节点试件。其中,一组为边柱节点,包括装配节点J03和现浇节点J01; 另一组为中柱节点,包括装配节点J04和现浇节点J02。2个现浇节点采用传统整体现浇施工工艺,而2个装配节点采用后浇整体混凝土新型施工方法。装配节点上、下柱均为预制,梁、板均为预制叠合构件,通过梁、板叠合部分和节点核心区的后浇混凝土实现梁板柱的整体连接; 其内部钢筋连接方式和做法为:上、下柱纵筋通过预留在预制上柱内部的灌浆套筒进行连接; 预制梁底纵筋通过直螺纹套筒与伸入节点核心区的钢筋连接; 同时,梁纵筋按1∶6坡度弯折以解决与柱筋碰撞问题。中柱节点两侧梁底纵筋搭接并锚固贯穿节点核心区,而边柱节点梁底纵筋在节点核心区采用90°弯钩锚固。

　　 2组试件除节点连接形式和节点类型不同外,其他条件均相同。混凝土强度等级C35,梁、柱纵向钢筋和箍筋均采用HRB400级钢筋,节点配筋和构造形式见表1,节点详图见图1,2。

　　 2个现浇节点采用整体一次性浇筑完成,装配节点分两次浇筑完成。其中,装配节点后浇区域混凝土与现浇节点混凝土一同浇筑完成。预留2组试块,每组3块标准试块,试块与试件同条件养护。其中,预制试件一组,现浇试件一组。参照《混凝土结构设计规范》(GB 50010—2010) ^[17]和《普通混凝土力学性能试验方法标准》(GB/T 50081—2002) ^[18],混凝土力学性能指标见表2。节点所用钢筋每种型号各取一组,每组2根。参照《金属材料拉伸试验第1部分:室温试验方法》(GB/T 228.1—2010) ^[19],钢筋力学性能指标见表3。本次材料试验均在山东建筑大学和平校区山东建筑大学鉴定加固研究院材料实验室完成。

　　 试验在山东建筑大学工程结构与防灾减灾实验室进行,通过加载装置模拟节点实际受力边界条件,加载装置包括:下柱自由同时保证节点试件梁端转动并限制其竖向位移的柱端固定铰支座; 自由梁端与连杆装置连接,在保证梁端转动的同时,限制竖向位移; 通过伺服阀对节点上柱顶部施加推、拉两个方向水平荷载的伺服液压千斤顶(MTS量程:500kN); 柱顶部施加轴向力的油压千斤顶(量程:1 000kN)。加载装置示意图见图3。

　　 具体的加载过程为:首先,采用竖向油压千斤顶在柱顶施加300kN的轴向力并保持恒定(设计轴压比0.12); 然后,采用伺服液压千斤顶按照《建筑抗震试验规程》(JGJ/T 101—2015) ^[20]中变幅的加载制度在柱端施加推、拉方向的水平荷载,并且每次加载步均循环两次,直至试件任一方向的水平荷载降至极限荷载的85%,立即停止试验。试验规定MTS的推方向为正,拉方向为负。水平位移加载制度见图4。

　　 试件J01裂缝开展以及破坏过程为:加载初期(位移Δ=4mm),梁柱交界面开始出现细小的竖向弯曲裂缝。Δ=11mm时,节点核心区出现沿45°方向的剪切斜裂缝。随后负向加载位移增大至Δ=-23mm,节点核心区形成X形交叉斜裂缝; 此后,梁端弯曲裂缝和交叉剪切裂缝随位移加大相继发展。最终,正向加载位移Δ=83mm时,梁端底部混凝土压溃脱落,梁筋外露,形成塑性铰,混凝土破坏区域集中于距离柱边缘20cm的梁端。试件破坏类型为梁端弯曲破坏。

　　 试件J03的裂缝开展过程及破坏形态与对比试件J01基本保持一致,节点同为梁端弯曲破坏。试件J03正向加载位移Δ=43mm时,柱边缘和距柱边缘35cm之间范围内的梁端两侧混凝土突然爆裂外鼓,试验终止时,梁端大块混凝土脱落,破坏非常严重。图5为试件J01,J03的裂缝分布以及破坏形态(主要裂缝颜色已加深)。

　　 试件J02裂缝开展以及破坏过程为:首先,无板梁底部出现竖向弯曲裂缝。随后,Δ=6mm时,节点核心区中部出现第一条长度大约14cm的剪切斜裂缝。Δ=-11mm时,带板梁柱交界面形成U形贯通弯曲裂缝,混凝土开始破损脱落。位移继续加大,无板梁端上部弯曲裂缝和板底通长裂缝逐渐布满整个梁端。同时,节点核心区剪切斜裂缝延伸发展。直至Δ=±83mm时,节点核心区混凝土在复合弯矩、剪力和轴力的共同作用下,大块混凝土逐步压溃剥落,部分箍筋外露,导致节点试件承载力降至极限承载力的85%。试件破坏类型为节点核心区剪切破坏。

　　 试件J04具体裂缝开展以及破坏过程为:正向加载位移Δ=1mm,无板梁端出现多条弯曲裂缝。Δ=7mm时,节点核心区出现长度约为45cm的剪切斜裂缝。直至负向加载位移Δ=-43mm,楔形状区域底部一块混凝土掉落,混凝土掉落区竖直方向弯曲裂缝猛然加大,梁底钢筋早已受拉屈服,梁端形成塑性铰; 节点核心区相互交错的X形剪切裂缝开展相当完备,后期基本不再发展。直至正向加载位移Δ=67mm时,试件正、负向承载力开始小幅度下降。Δ=83mm时,带板梁端混凝土大块压溃脱落,钢筋裸露; 而节点核心区表面混凝土少许脱落; 此时,试件承载力已经降至极限承载力的85%。综合来看,节点最终的破坏类型为梁端弯曲破坏。图6为试件J02,J04的裂缝分布以及破坏形态(主要裂缝颜色已加深)。

　　 两组试件的滞回曲线及骨架曲线分别如图7,8所示,可以看出:试件在裂缝开展以前处于弹性工作阶段,荷载与位移为线性增长关系。梁端弯曲裂缝逐渐开展之后,试件随即进入弹塑性变形阶段,荷载增长速率明显低于位移增长速率,滞回环形状逐渐趋于饱满,呈现梭形,滞回环所包围的面积较大,试件变形增大,试件耗能能力显著增强。试件进入大位移屈服变形阶段之后,核心区逐步出现沿45°方向的剪切斜裂缝,由于剪应力增大以及钢筋与混凝土之间的滑移影响,荷载增长速率远低于位移增长速率,滞回曲线由饱满逐渐变为扁平,呈现反S形,前、后位移步之间滞回环紧密靠近,滞回环之间捏缩现象尤为明显,滞回环包围的面积减小,试件耗能变小。由于柱端铰支座前期转动受到束缚,后期释放约束后,试件J01试验过程中一直存在一小段滑移段,反映在试件J01在大位移加载步卸载过程出现一小段的水平段。由于楼板的影响,试件J01,J03骨架曲线正、负向呈现极其不对称的结果,负向承载力远高于正向承载力。试件J02,J04的骨架曲线正、负向基本呈对称分布,正、负向极限荷载基本相同。

　　 按照《建筑抗震试验规程》(JGJ/T 101—2015) ^[21]和能量等值法 ^[21](等面积法)的有关规定,依据试验现象和骨架曲线分别确定4个节点试件的名义屈服荷载P_y、极限荷载P_p和破损荷载P_u以及对应的位移。同时,采用延性系数 ^[22]μ=Δ_u/Δ_y(屈服位移Δ_y和破损位移Δ_u)和强屈比υ=P_p/P_y来分别表征节点试件进入整体屈服直至破坏时弹塑性变形能力以及判断节点强度安全储备。4个节点试件的各项荷载(强度)和位移性能指标见表4和图9。

　　 从表4和图9数据可以直观地看出:除试件J04的正向荷载值略大于试件J02外,其他现浇节点试件的特征荷载均大于装配节点,说明整体现浇节点的协同工作能力优于装配整体式节点。由于楼板对装配节点的负向承载力起主要作用,而叠合板发生脱开滑移,试件J03,J04的负向极限荷载值只有同等配筋的现浇试件J01,J02的72.97%和80.47%,负向承载力性能稍差; 而装配节点的正向极限荷载P_p均超过现浇节点的85%,两者相差相对较小。不论装配节点还是同等配筋形式的现浇节点,延性系数均大于2,因装配节点比现浇节点更早进入屈服点,当破损位移大致相同时,装配节点比现浇节点具有更好的非弹性变形能力。节点试件的强屈比大致介于1.1～1.2之间,装配节点和现浇节点具有大致相同的安全储备。

　　 节点试件破坏时,柱端加载位移均达到67mm,换算的层间位移角均能够满足基于性能设计的框架结构层间位移角限值2%(生命安全(LS)性能)要求 ^[23],说明该装配新型节点同现浇节点一样均能够满足高烈度区地震的变形要求。

　　 刚度退化指节点试件进入屈服点之后,在反复荷载作用下,尤其在卸载阶段,由于钢筋混凝土的塑性变形不能恢复到初始加载状态,下一个循环达到相同峰值荷载时位移需要加大,实质上是节点试件在反复荷载下内部结构破坏的积累,是结构动力特性分析的重要参数之一 ^[22]。节点试件重要的割线刚度的代表值见表5。其中,初始刚度K₀取值为试件荷载0.5P_y与按照《建筑抗震设计规范》(GB 50011—2010) ^[15]中框架结构小震弹性设计要求层间位移角限值1/550换算所得位移的比值。采用相对割线刚度η_i=K_i/K₀来描绘节点试件的刚度随位移的变化趋势,见图10。

　　 通过表5和图10可以看出:装配节点和现浇节点的刚度变化规律基本相似,刚度降低的速率随加载位移的增加越来越缓慢,进入弹塑性变形后期,由于装配节点梁端混凝土破坏严重,导致装配节点的刚度略低于现浇节点。加载前期,由于加载边界条件的影响,边柱节点J01,J03的刚度退化速率远高于中柱节点J02,J04。现浇节点的初始刚度稍高于装配节点,主要原因在于现浇节点的整体性要强于装配节点。节点试件开裂以后,由于直螺纹套筒刚度较大、预制构件之间剪力结合面和核心区梁底纵筋搭接等强化原因,致使一小段装配节点的刚度要强于现浇节点。但超过屈服位移后,由于装配节点混凝土破坏的程度大于同等位移下的现浇节点试件,直至到加载后期,两者刚度差距越来越大。试件J03受到楼板滑移的影响,节点刚度退化速率要快于试件J01。因此,实际叠合楼板制作时,一定要采取有效加强措施防止其结合面之间滑移。

　　 采用各加载等级第一个循环的单周耗能、累积耗能以及等效黏滞阻尼系数ξ_eq随柱顶的位移变化曲线来反映节点试件的地震耗散能力,见图11,12。从图中可见,各节点的耗能和等效黏滞阻尼系数均随柱顶位移的增大而增大。装配节点耗能程度和变化趋势与现浇节点基本一致,同等位移条件下,装配节点单周和累积耗能达到现浇节点的90%以上,但边柱节点与中柱节点的等效黏滞阻尼系数变化情况不同。加载后期,试件J03裂缝发展不完全,裂缝相对集中,混凝土较早严重破坏,不能继续承载,导致耗能能力降低,等效黏滞阻尼系数低于试件J01,而试件J04与试件J02因破坏形式不同,节点屈服后,梁端弯曲耗能优于核心区剪切破坏,试件J04的等效黏滞阻尼系数高于试件J02。

　　 (1)2个边柱节点均为梁端形成塑性铰的梁端弯曲破坏,破坏显示多为梁端塑性变形。2个中柱节点的破坏特征明显不同,现浇中柱破坏类型为梁端弯曲破坏,而装配中柱节点为核心区剪切破坏,梁上、下端少许混凝土破碎。装配节点裂缝开展和破坏集中于梁端后浇混凝土区域,原因是梁底纵筋采用直螺纹套筒连接使区域刚度较大,节点受力不均匀,更易于开裂和破坏。装配节点的整体协同性能稍差于现浇节点。

　　 (2)2个装配异形柱节点试验结束后,分别凿开梁柱钢筋连接混凝土处,直螺纹套筒和灌浆套筒均未见表面裂纹,连接钢筋未出现拔出滑移现象,两类套筒连接方式均能实现钢筋与混凝土之间的有效传力。

　　 (3)由于楼板翼缘加强作用,边柱节点骨架曲线的正、负向呈现极其不对称现象。而中柱节点骨架曲线基本呈对称分布。装配节点屈服以后,因预制楼板滑移,致使楼板对节点的承载力贡献减小,装配节点负向极限承载力与现浇节点的比值小于80%。因此,应采取有效的措施防止装配节点叠合楼板滑移。

　　 (4)装配节点的塑性变形能力优于现浇节点,能够满足基于性能设计的框架结构层间位移角限值2%(生命安全(LS)性能)要求,其原因是装配节点试件屈服相对较早,破损位移与现浇节点相差不大,具有更好的弹塑性变形能力。装配边柱节点因较早破坏,不能承载,导致最终累积耗能只有现浇节点的50%; 装配中柱节点与现浇节点的荷载和位移变形大致相同,故耗能基本相同。