钢筋环扣连接的叠合梁柱节点力学性能分析

张敏， 蒋鸿民， 陈宜虎， 薛峥嵘， 陆鹏远， 李鸿永

(1.广西建筑新能源与节能重点实验室 桂林 541000； 2.桂林理工大学土木与建筑工程学院， 桂林 541000； 3.贺州学院建筑与电气工程学院， 贺州 542800)

预制装配式结构具有施工速度快、工期短、绿色环保等优点，但是在中外震害研究表明，建筑物在地震中的破坏主要集中在连接节点处[1-2]。梁、柱节点的连接构造是装配式建筑中的薄弱环节，选取合理的连接方式对建筑物的抗震性能影响重大[3]。

目前装配式梁柱节点通常采用后浇整体式连接，节点处的钢筋连接一般采用搭接、套筒灌浆、焊接等方式。Restrepo等[4]对90°弯钩锚固连接的装配式节点进行了研究，试验表明此方式连接的节点抗震性能基本等同现浇节点。吴从晓等[5]对一种新型钢筋搭接连接的框架梁柱节点进行了试验研究，结果表明该节点与现浇节点具有相近的抗震性能，但承载力退化速度较快。谷伟等[6]对一种钢筋采用挂钩式的新型后浇整体式拼接节点进行试验研究，研究表明该节点的破坏主要发生在预制梁与后浇区结合处，节点的耗能能力与现浇相近，满足“强节点弱构件”的抗震要求。Lee等[7]对一种梁底部纵筋带锚头的梁柱节点连接方式进行了试验研究，通过对构件进行低周往复加载试验，发现该连接方式的抗震性能“等同现浇”，但梁底带有锚头的纵筋增加了节点核心区混凝土开裂的概率。高林等[8]对采用灌浆套筒方式连接的梁柱节点进行了拟静力试验研究，发现节点的破坏均发生在套筒与钢筋连接处的焊口，套筒内灌浆料没有发生较大滑移及破坏。宋玉普等[9]对钢板对焊拼接的钢骨混凝土框架梁柱节点进行了拟静力加载试验，试验表明，该节点拥有较好的延性和较高的承载力。以上常用的装配式梁柱节点连接方式虽均能够满足“等同现浇”的设计原则，但存在的施工不便的问题。采用后浇整体式连接的节点一般直筋布置的数量较多，易造成节点核心区钢筋密集，不利于现场混凝土浇筑密实；梁柱节点连接采用灌浆套筒方式时，水平的套筒可能会因为缺乏重力作用而浆料不能灌注密实，在地震作用下可能会出现套筒内钢筋滑移的问题；焊接连接则可能会出现焊接区温度过高，对混凝土造成损伤，影响节点的连接性能[10]。

为此，提出一种易于施工的装配式混凝土钢筋环扣连接技术，设计并制作了1个现浇构件节点和3个装配式连接节点进行对比试验，利用该新型节点的破坏状况、滞回曲线及骨架曲线等来验证此节点在低周往复荷载下的抗震性能。同时，使用有限元软件ABAQUS对其新型节点进行数值模拟，分析该节点在单调加载条件下的承载力的变化过程，为进一步深入研究此类节点的抗震性能与设计理论奠定基础。

1 试验概况

1.1 钢筋环扣连接

提出的钢筋环扣连接节点构造如图1所示。在预制柱外伸出环型搭接钢筋，预制梁的梁端底部预留出环扣钢筋，预制梁的上部受力钢筋仍为通长钢筋，伸入柱内，在搭接节点处进行现场浇筑。在环扣区域的连接段加密箍筋，且将4根短筋穿入搭接环扣区域的4个角部。

图1 钢筋环扣连接节点Fig.1 Reinforced ring connection joints

1.2 试件设计

共设计4个尺寸相同的对比试件，其中柱截面尺寸为700 mm(长)×650 mm(宽)，梁截面尺寸为300 mm(宽)×700 mm(长)，采用C30混凝土浇筑。柱内配置20根HRB400直径22 mm的纵向钢筋，并采用6×6复合方式的箍筋；梁上下各配置4根HRB400直径22 mm的纵向受力钢筋，侧面每侧配2根HRB400直径8 mm的架力钢筋。其中XJ-1为现浇节点，试件WM-1为采用弯锚连接的节点，试件UX-1、UX-2为搭接长度a相同但弯折高度h不同的钢筋环扣连接的梁柱节点。各个试件的构造及参数如图2所示。

a为钢筋环扣的搭接长度；h为钢筋环扣的弯折高度图2 试件构造及参数Fig.2 Specimen structure and parameters

本次试验中除了试件XJ-1采用一次性浇筑，其他3个试件均采用二次浇筑混凝土形式。为了方便试验，钢筋笼绑扎均一次性完成，然后在节点位置放置隔板，将柱和节点外的梁部分先进行浇筑，待混凝土达到75%设计强度后，再抽掉刚性隔板，并在节点位置进行第二次浇筑。图3为试件制作过程。混凝土与钢筋的力学参数分别如表1和表2所示。

图3 试件制作过程Fig.3 Specimen Making Process

表1 混凝土材料力学性能

表2 钢筋强度实测值

1.3 加载装置及加载制度

本试验采用1 000 kN电液伺服加载系统，并采取梁悬臂端加载的方式，固定柱身，将柱当作梁端的刚性约束，梁悬臂端施加水平往复力。试验加载装置如图4所示，根据《建筑抗震实验规程》(JGJ/T101—2015)[11]确定加载制度方案，采用全位移控制的加载方式。根据《建筑抗震设计规范》(GB 50011—2010)[12]对框架结构关于弹塑性的层间位移角不应大于1/50的限定。采用分级加载方式，分别为0.5、5、10、20、30、40、50、60、70、80、90 mm……每级加载循环3次，同时把试验的数据及现象记录下来，加载至最大位移或承载力下降到极限荷载的85%，当试验不能正常进行安全加载时，停止实验，具体加载制度如图5所示。在本次试验中规定，以试件的钢筋搭接侧受拉即位移量为正值的方向作为构件的正向加载，反之为负向加载。

图4 试件加载装置Fig.4 Specimen loading device

图5 加载曲线Fig.5 The load curve

2 实验现象及破坏形态

2.1 试件XJ-1

现浇试件XJ-1在加载位移达到10 mm时，梁柱的交界处出现第一条水平裂缝，随着位移的增大，裂缝数量也逐渐增加；当位移量达到50 mm之后时，裂缝的数量与宽度进一步增加，逐渐发展成X型通缝；当位移量达到70 mm时，梁的两侧底部混凝土因受压严重出现局部混凝土压碎脱落，部分露出箍筋；当位移量达到90 mm时，荷载下降到峰值荷载的85%以下，梁底的两侧混凝土压碎完全脱落，纵向受力钢筋也在此时受拉屈服，钢筋发生弯折变形，在梁的正面形成了明显的X型交叉裂缝，试验结束，试件破坏形态属于弯剪型破坏。

2.2 试件WM-1

试件WM-1的位移量达到10 mm时，在梁的侧面距离根部约30 mm处出现首条水平方向的裂缝；当位移量达到20 mm时，梁底部产生数条水平微裂缝；当位移量达到50 mm时，搭接侧的竖向裂缝大量发展，产生深度竖向裂缝的原因是由于钢筋之间相互错动对混凝土造成挤压；当位移量达到60 mm时，搭接侧一面的梁根部混凝土脱落比较严重，钢筋外露并丧失混凝土保护层握裹；当位移从60 mm加载至90 mm时，搭接侧一面的混凝土继续剥落破坏，最终WM-1因该侧混凝土完全脱落导致试件失去承载力而破坏，搭接钢筋90度弯折部位附近的混凝土出现水平环形裂缝，形成C型裂缝。

2.3 试件UX-1

对于试件UX-1，由于梁的两侧配筋方式不同，正向加载时搭接侧钢筋受拉，负向加载时搭接侧钢筋受压，故梁两侧破坏形态表现有所不同。当位移量为10 mm时，梁柱交界面部位观测到第一条微裂缝；当位移量为20 mm时，环扣钢筋搭接侧混凝土出现水平与纵向裂缝；当位移量为50 mm时，搭接侧混凝大范围剥落，钢筋丧失混凝土保护层握裹，出现滑移现象；当正向加载位移量为90 mm时，搭接侧钢筋暴露在外，钢筋环扣搭接区域的表面混凝土完全脱落，钢筋屈服，构件承载力完全丧失，形成C型裂缝。

2.4 试件UX-2

试件UX-2与UX-1的区别在于U型搭接钢筋弯折高度不同，但最终试验现象同试件UX-1相似。形成C型裂缝范围比较大，可能是环扣钢筋包裹的混凝土范围较大所造成的。相关试验照片如图6所示。

图6 试件破坏情况Fig.6 Failure condition of specimen

2.5 滞回曲线

对4个试件的滞回曲线进行整理(图7)，具体如下。

(1)试件XJ-1在位移量为20 mm之前处于弹性阶段，加卸载曲线呈线性关系，几乎没有残余变形。随着加载位移的增加，节点处出现裂缝，曲线呈现出梭形的迹象。位移量在20～50 mm时，试件进入屈服阶段，曲线呈现出弓形，试件的峰值荷载为206.95 kN；加载位移达到60 mm时，混凝土块剥落导致试件恢复性能明显下降。当位移变形量为80 mm时，曲线呈现出一定的反S形，捏缩效应非常明显。位移量增大至90 mm时，试件破坏。总体来说，滞回曲线非常饱满，耗能较好。

(2)试件WM-1位移量在10 mm之前处于弹性阶段，加卸载曲线呈线性分布，随着位移量的增加，滞回曲线出现明显的不对称现象，且“捏缩”较为严重。当反向加载位移量在20 mm时，试件达到峰值荷载，随后荷载基本维持不变；正向加载位移量在30 mm时，试件达到峰值荷载223.78 kN，随后荷载急剧下降直至试件破坏。

图7 各试件滞回曲线Fig.7 Hysteretic curve of each specimen

(3)试件UX-1的滞回曲线呈现一种非对称性且存在“捏拢”现象。试件位移加载在10 mm之前，曲线呈线性关系，之后荷载-位移曲线有所不同。位移加载量达到50 mm时，试件达到峰值荷载338.12 kN，但正向加载所达到的极限承载力值比反向加载的小，且荷载下降速率较快；当位移加载量超过50 mm时，承载力开始迅速下降；当位移达到90 mm时，承载力已下降至峰值荷载的85%以下。

(4)试件UX-2其滞回曲线类似于UX-1，滞回曲线呈现非对称性，捏拢现象严重，正向、反向加载时承载力均与UX-1相当。

对比4种试件的滞回曲线可知：①采用弯锚连接的试件在抗震性能方面表现较差，搭接侧钢筋在低周往复荷载作用下出现较大滑移，从而导致试件的极限承载力与延性方面不如现浇和钢筋环扣连接节点；②采用钢筋环扣连接的试件的承载力高于现浇节点，但滞回曲线中出现了明显的“捏缩”现象，由此可见其节点连接处产生了一定的钢筋滑移；③采用不同弯折高度的钢筋环扣连接的试件，滞回曲线的饱满程度与极限承载力等大致相近，并未出现较大差异。

2.6 骨架曲线

根据滞回曲线，绘制出4个试件的骨架曲线，如图8所示，得出如下结论。

图8 试件骨架曲线对比Fig.8 Specimen skeleton curve comparison

(1)弯锚连接方式(WM-1)的梁柱节点较现浇节点(XJ-1)承载力相当，但弯锚连接的节点处荷载下降明显。结合试验现象和试件破坏形态可以看出，节点处混凝土极易被压碎，当混凝土压碎时，承载力迅速下降。

(2)采用钢筋环扣搭接方式(UX-1)的梁柱节点试件较现浇试件(XJ-1)与弯锚搭接试件(WM-1)而言，反向加载下的承载力最大，屈服平台也较长，说明试件有很好的塑性变形能力。在正向加载下的承载力介于弯锚体系和现浇体系，存在屈服平台，但塑性变形能力不如现浇体系。

(3)试件UX-1和UX-2在正、反向加载下的承载力相当且骨架曲线基本一致。说明增加环扣钢筋的弯折高度对试件的承载力以及塑性变形能力没有很大影响。

2.7 耗能能力

耗能能力是衡量结构抗震性能的一个重要指标，采用了能量耗散系数α[13]对试件的耗能能力进行研究，图9为4个试件的能量耗散曲线，可知：①当位移为60 mm时，现浇节点与弯锚连接节点的能耗系数为1.32与0.85，而采用不同弯折高度的钢筋环扣搭接方式的梁柱节点的能耗系数介于前两种节点之间，且后期阶段未出现较大能耗系数下降趋势，说明U形环扣搭接技术对结构耗能的贡献较大；②UX-1与UX-2的能量耗散系数分别为0.96与0.91，说明增加环扣钢筋的弯折高度反而不利于提高能量耗散系数。

图9 能量耗散系数曲线Fig.9 Energy dissipation coefficient curve

2.8 节点刚度退化

刚度退化反映了构件在反复荷载作用下的累计损伤情况。采用割线刚度来表示试件的刚度，第i次正、反向割线刚度的计算公式分别为

(1)

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

(2)

式中：Ki+为试件第i次正向加载的刚度；Ki-为试件第i次负向加载的刚度，+Fi、-Fi为第i次正、反向峰值点的荷载值，+Δi、-Δi分别为第i次正、反向峰值点的位移值。

图10 试件刚度退化曲线Fig.10 Stiffness degradation curve of specimen

在不同变量影响下各试件的加载循环的刚度值曲线如图10所示，分析可知：①在反向位移加载过程中，因钢筋环扣搭接方式的节点构件在节点处配筋率大于弯锚搭接构件和现浇节点构件，因此试件UX-1，UX-2的反向加载的刚度均大于试件XJ-1、WM-1;②在正向位移加载过程中，可以发现，当试件屈服前，UX-1与UX-2的整体刚度基本相同，当试件屈服后，弯折高度较小的UX-1试件，刚度退化大于UX-2试件。

3 有限元分析

为了进一步探究钢筋环扣连接的叠合梁柱节点的单调受力性能，结合ABAQUS有限元软件对钢筋环扣连接的节点进行单调加载模拟，模拟的工况如表3所示。

表3 不同工况试件参数

3.1 材料本构的选择

使用ABAQUS软件内自带的塑性损伤模型[14]，混凝土本构关系则根据《混凝土结构设计规范》(GB 50010—2010)[15]中规定的混凝土应力-应变曲线求出。钢材的本构关系采用的是双折线模型，由弹性阶段和强化阶段两部分组成[16]，钢筋弹性模量Es=2.0×105MPa，屈服后的弹性模量取0.1Es，泊松比为0.3。

3.2 单元类型选取和网格划分

模拟中混凝土选取的实体单元类型为C3D8R(8节点六面体缩减积分单元)，钢筋则选用的是TRUSS(T3D2)单元，混凝土单元选用的尺寸为100 mm，钢筋单元选用的尺寸为50 mm，网格划分如图11所示。

图11 混凝土有限元试件网格划分Fig.11 Mesh division of concrete finite element specimens

3.3 相互作用

采用和实际情况相符的分离式建模方法，通过“embedded region”将钢筋内嵌到混凝土中，不考虑混凝土和钢筋之间产生的滑移；并在梁端的中心点设置加载点，再将点与梁端面耦合。

3.4 分析步及加载制度

该模拟共设置2个分析步，初始分析步用于设置模型边界条件与接触作用，Step 1分析步用于设置梁端水平力的加载，单调加载采用位移控制 (以钢筋环扣搭接侧受拉为加载)，加载方式如图12所示，位移控制最大值为50 mm。

图12 试件加载方式Fig.12 Loading mode of specimen

4 模型计算结果分析

图13(a)为单调荷载作用下不同搭接形式的试件位移-荷载曲线对比图。通过有限元模拟所得的各试件的曲线均包括弹性、弹塑性、屈服、破坏4个阶段，符合单调加载试验的试件发展变化规律。在弹性阶段，同等位移下采用钢筋环扣搭接试件的承载力要大于弯锚搭接和现浇试件。在试件U-360和U-520在屈服后，承载力较现浇试件下降的更缓。

图13 单调加载下的试件位移-荷载曲线Fig.13 Displacement-load curve of specimen under monotonic loading

图13(b)为单调加载作用下不同弯折高度的钢筋环扣连接试件的位移-荷载曲线，可以看出：在试件屈服前，5种不同试件的荷载与位移呈线性变化，试件的位移和荷载曲线受钢筋环扣弯折高度的影响较小，各试件的曲线基本重合，且未出现刚度退化现象，没有产生残余变形。随着位移的增加，试件的极限荷载随着钢筋环扣弯折高度的增大而减小。其中试件U-200在单调荷载作用下的极限承载力最高。分析可知：当钢筋环扣弯折高度较小时，环扣搭接的钢筋主要集中在梁的受拉区，此时环扣搭接能更好地传递拉应力，故钢筋环扣弯折高度较小的试件在前期的承载力较大。

各个试件在单调加载位移达到约23 mm时，进入屈服阶段，均出现承载力下降的情况。其中试件U-200与U-280的承载力下降的程度较大，而其他试件的承载力下降相对缓慢。分析可知：当钢筋环扣弯折高度较大时(试件U-440与U-520)，环扣搭接A段钢筋(图12)布置在梁受压区，在受拉区的钢筋屈服后，环扣搭接A段的钢筋能帮助受压区的混凝土承担压力，防止混凝土过早被压碎，故荷载-位移曲线下降的较为缓慢。

5 结论

通过对不同方式连接的节点进行低周往复加载试验，对节点的滞回曲线、骨架曲线、耗能能力、节点刚度退化，位移延性及破坏模式进行研究，并结合有限元分析，得出以下结论。

(1)所提出的钢筋环扣连接节点在低周往复荷载作用下的承载力和刚度退化方面优于现浇与弯锚节点，总体上能满足实际工程中“等同现浇”的条件。

(2)试验表明，增加钢筋环扣的弯折高度可以提高节点的整体刚度，但对节点的耗能能力的提高并无太大影响。

(3)有限元模拟结果表明，钢筋环扣连接试件的单调承载力及抗弯刚度均优于现浇试件。

(4)有限元模拟结果表明，增加钢筋环扣的弯折高度，节点的抗弯刚度会下降，但受拉钢筋屈服后，其承载力下降较缓。