梁縱筋錨固板錨固裝配整體式梁柱邊節(jié)點抗震性能試驗

趙作周, 韓文龍, 錢稼茹, 劉時偉, 王悅媛

(1.土木工程安全與耐久教育部重點實驗室(清華大學(xué))，北京 100084；2.內(nèi)蒙古蒙西工程設(shè)計有限公司，呼和浩特 010000)

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梁縱筋錨固板錨固裝配整體式梁柱邊節(jié)點抗震性能試驗

趙作周1, 韓文龍1, 錢稼茹1, 劉時偉2, 王悅媛1

(1.土木工程安全與耐久教育部重點實驗室(清華大學(xué))，北京 100084；2.內(nèi)蒙古蒙西工程設(shè)計有限公司，呼和浩特 010000)

為研究柱縱筋套筒擠壓連接、梁縱筋錨固板錨固的疊合梁-預(yù)制柱后澆核心區(qū)裝配整體式邊節(jié)點的抗震性能，進行了1個核心區(qū)剪切破壞和1個梁端彎曲破壞的邊節(jié)點試件PEJ1和PEJ2的擬靜力試驗.結(jié)果表明：試件PEJ1核心區(qū)箍筋先于梁縱筋屈服，核心區(qū)混凝土嚴(yán)重剪切破壞，試件PEJ2核心區(qū)箍筋未屈服，梁固端混凝土壓潰、縱筋嚴(yán)重屈服，2個試件均實現(xiàn)了預(yù)期的破壞形態(tài)；2個試件的力-位移滯回曲線有一定程度的捏攏，試件PEJ1滯回曲線捏攏程度略大、峰值后骨架線下降較快；2個試件的承載力試驗值與規(guī)范相應(yīng)公式計算值的比值分別為1.30和1.26，等效極限層間位移角分別為1/28和1/22；試件PEJ1峰值時梁變形為主，極限點時核心區(qū)剪切變形為主，試件PEJ2梁變形為主，核心區(qū)剪切變形占總變形不到5%；2個不同破壞形態(tài)試件的梁縱筋錨固板錨固未失效，后澆核心區(qū)裝配式邊節(jié)點梁縱筋可采用錨固板錨固.關(guān)鍵詞: 預(yù)制柱-疊合梁裝配整體式邊節(jié)點；后澆核心區(qū)；梁縱筋錨固板錨固；鋼筋套筒擠壓連接；抗震性能；擬靜力試驗

裝配式梁柱節(jié)點通過后澆核心區(qū)混凝土實現(xiàn)預(yù)制梁柱的連接，節(jié)點整體性好，兼?zhèn)洮F(xiàn)澆結(jié)構(gòu)和預(yù)制結(jié)構(gòu)的優(yōu)點，也稱裝配整體式節(jié)點，是工程和相關(guān)規(guī)范[1]中推薦的裝配式框架預(yù)制梁柱連接方式.裝配整體式邊節(jié)點的梁縱筋錨固在后澆核心區(qū)內(nèi)，往復(fù)荷載作用下，梁頂、梁底縱筋反復(fù)拉壓，一旦錨固失效，節(jié)點可能喪失承載能力，因此梁縱筋在核心區(qū)可靠錨固是保證節(jié)點抗震能力的前提.現(xiàn)澆結(jié)構(gòu)中，當(dāng)核心區(qū)尺寸較小、梁縱筋不能直線錨固時，梁頂、梁底縱筋若采用90°彎折錨固，將導(dǎo)致核心區(qū)鋼筋密集、澆筑混凝土困難.為解決核心區(qū)鋼筋密集問題，國內(nèi)外學(xué)者提出了鋼筋錨固板錨固，并進行了大量研究.帶錨固板的鋼筋拉拔試驗[2-4]表明，鋼筋錨固性能良好，當(dāng)相對承壓面積(錨固板承壓面積與錨固鋼筋截面積的比值)為4.5時，鋼筋埋入長度0.4lab(lab為基本錨固長度)即可實現(xiàn)與90°彎折錨固相同或更好的錨固效果.現(xiàn)澆梁柱邊節(jié)點對比試驗[5-10]表明，梁受力縱筋采用錨固板錨固的邊節(jié)點，其抗震性能與90°彎折錨固的邊節(jié)點相當(dāng)；當(dāng)軸壓比和剪壓比較高時，應(yīng)將錨固板布置于柱縱筋外側(cè)，以獲得較好的后期性能.

參照現(xiàn)澆邊節(jié)點的構(gòu)造措施，國內(nèi)外學(xué)者對多種形式的裝配整體式邊節(jié)點進行了試驗研究.Ertas等[11]對后澆核心區(qū)進行了試驗研究，上、下層柱整體預(yù)制，預(yù)制柱在核心區(qū)縱筋連續(xù)、混凝土斷開，預(yù)制梁伸出U形鋼筋錨固于后澆核心區(qū)，結(jié)果表明，梁端彎曲破壞的節(jié)點抗震性能與現(xiàn)澆節(jié)點相近.Blandon等[12]對一榀兩層裝配整體式框架進行了試驗研究，邊節(jié)點梁底縱筋90°彎折錨固于后澆核心區(qū)，直線段長度8d(中國規(guī)范對采用C40混凝土和HRB400鋼筋的一、二級抗震結(jié)構(gòu)，該長度取為0.4labE=13.2d，labE為受拉鋼筋抗震基本錨固長度，d為鋼筋直徑)，試驗過程中，梁底縱筋出現(xiàn)滑移，接近破壞時才受拉屈服，認(rèn)為該構(gòu)造不能保證梁底縱筋錨固，不宜用于抗震框架.薛偉辰等[13-15]對疊合梁-現(xiàn)澆柱后澆核心區(qū)邊節(jié)點進行了試驗，梁縱筋采用錨固板錨固于后澆核心區(qū)，結(jié)果表明，梁端彎曲破壞的裝配式節(jié)點承載力、延性與梁縱筋90°彎折錨固的現(xiàn)澆節(jié)點基本相同.文獻[16-18]對疊合梁-預(yù)制柱后澆核心區(qū)邊節(jié)點進行了試驗，柱縱筋采用套筒灌漿連接，梁縱筋在柱縱筋外采用錨固板錨固，梁端彎曲破壞的裝配式節(jié)點的主要抗震性能指標(biāo)與現(xiàn)澆節(jié)點基本接近，梁縱筋錨固可靠.

已有研究中，錨固板錨固后澆核心區(qū)邊節(jié)點的試驗剪壓比較小，節(jié)點破壞模式均為梁端彎曲破壞[13-18]，對核心區(qū)剪切破壞后梁縱筋的錨固性能研究較少；同時，柱多為現(xiàn)澆[13-15]、或上下層整體預(yù)制[11]、或上下層預(yù)制柱套筒灌漿連接[16-18].本文通過2個試件的擬靜力試驗，研究預(yù)制柱縱筋套筒擠壓連接[19]、梁縱筋錨固板錨固的不同破壞形態(tài)的裝配整體式疊合梁-預(yù)制柱邊節(jié)點的抗震性能.

1 試驗概況

1.1 試件設(shè)計

表1 試件主要設(shè)計參數(shù)

注：表中梁縱筋錨固長度為從縱筋進入核心區(qū)開始到錨固板內(nèi)側(cè)的距離，本文試件該距離為330 mm，labE按GB 50010—2010《混凝土結(jié)構(gòu)設(shè)計規(guī)范》[20](簡稱《混規(guī)》)計算，混凝土強度等級為C45，鋼筋為HRB400級.

圖1 試件幾何尺寸及構(gòu)造

1.2 材料強度

試件混凝土分預(yù)制梁柱、梁疊合層及核心區(qū)、上柱后澆段3個批次澆筑，每次澆筑混凝土?xí)r預(yù)留3個150 mm × 150 mm × 150 mm立方體試塊，試驗當(dāng)天實測其抗壓強度，得到混凝土立方體抗壓強度平均值(即實測值)fcu,m，結(jié)果列于表2.

梁柱縱筋、箍筋均采用HRB400鋼筋，鋼筋強度實測值見表3，表中屈服應(yīng)變εy=fy/Es，Es為鋼筋的彈性模量，Es= 2.0×105N/mm2.

表2 混凝土立方體抗壓強度實測值fcu,m及施加的軸壓力N

Tab.2 Measured concrete cubic compressive strengthfcu,mand applied axial forceN

試件編號fcu,m/MPa預(yù)制梁、柱梁疊合層、核心區(qū)上柱后澆段ndN/kNntPEJ130.063.642.20.6114600.24PEJ243.556.146.00.6112950.24

表3 鋼筋強度實測值

1.3 加載及量測方案

節(jié)點試件按核心區(qū)剪切破壞和梁端彎曲破壞設(shè)計，不會出現(xiàn)柱端破壞，故采用梁端加載方式，即在柱頂施加恒定軸壓力，梁端施加往復(fù)豎向力，試件的內(nèi)力狀態(tài)與水平力施加在柱頂基本一致.試驗加載裝置見圖2，上、下柱端鉸接.

圖2 試驗加載裝置及位移測點布置

試驗時，首先在上柱柱頂施加軸壓力N并保持其恒定，然后在梁懸臂端施加往復(fù)豎向力(后文稱為“梁端豎向力”).為避免試件發(fā)生柱破壞，柱的軸壓比設(shè)計值取為0.61，小于二級框架柱軸壓比限值.施加在柱頂?shù)妮S壓力N=ndfcA/1.25，nd為設(shè)計軸壓比，fc為核心區(qū)混凝土軸心抗壓強度設(shè)計值，由混凝土立方體抗壓強度標(biāo)準(zhǔn)值fcu,k根據(jù)《混規(guī)》得到，A為柱截面面積.N列于表2，表2還列出了軸壓比試驗值nt，nt=N/(0.76fcu,mA).

試驗前，根據(jù)材料實測強度和試件預(yù)期的破壞形態(tài)，按《混規(guī)》計算試件梁的固端屈服彎矩，并換算為預(yù)測的梁端屈服豎向力Py.施加的梁端豎向力不大于Py時按力控制，大于Py時按梁懸臂端豎向位移(后文稱為“梁端豎向位移”)控制.力控制階段，梁端的豎向力分0.50Py、0.75Py兩級施加，每級荷載循環(huán)一次.梁端豎向力Pb及豎向位移Δb以向下為正.取0.75Py對應(yīng)的梁端豎向位移平均值為0.75Δy，由此得到Δy，試件PEJ1和PEJ2分別為16 mm和12.5 mm.位移控制階段，按梁端豎向位移為1Δy、2Δy、3Δy、4Δy、5Δy……逐級加載，每級位移循環(huán)兩次，直至梁端豎向力下降至其峰值的85%以下.量測內(nèi)容包括：柱頂軸壓力、梁端豎向力、位移和鋼筋應(yīng)變.采用安裝在千斤頂與試件之間力傳感器量測施加的力.位移測點見圖2，采用該位移量測系統(tǒng)可得出核心區(qū)、梁、柱各自的變形.

2 試驗現(xiàn)象及破壞形態(tài)

2.1 試件PEJ1

試件PEJ1按“強構(gòu)件弱核心區(qū)”設(shè)計.0.5Py(Py=218 kN)級，梁與柱連接的一端(后文稱為“梁固端”)受拉側(cè)出現(xiàn)多條細(xì)而密的豎向彎曲裂縫，核心區(qū)角部出現(xiàn)一條細(xì)小的斜裂縫.0.75Py級，梁固端上下彎曲裂縫基本貫通，部分彎曲裂縫發(fā)展為斜裂縫；核心區(qū)斜裂縫有所發(fā)展，但主要集中在靠近梁一側(cè).1Δy級，核心區(qū)出現(xiàn)“X”形分布的斜裂縫，裂縫最大寬度約為0.02 mm.

2Δy級，梁端豎向力達到峰值.核心區(qū)出現(xiàn)多條交叉斜裂縫，將核心區(qū)分割成若干菱形小塊，形成貫通核心區(qū)的“X”形主斜裂縫；梁固端上下第一條彎曲裂縫均位于梁與核心區(qū)交界處，加載過程中該裂縫明顯張開，寬度最大約2 mm，疊合梁新舊混凝土豎向結(jié)合面未見開裂.

3Δy級，核心區(qū)斜裂縫進一步發(fā)展，核心區(qū)中心保護層混凝土起皮脫落，核心區(qū)以“X”形主斜裂縫為界限分割成3塊隨周邊梁、柱變形；梁固端上部混凝土輕微壓潰，梁裂縫基本出齊，上、下1/4hb(hb為梁截面高度)范圍內(nèi)以豎向彎曲裂縫為主，截面中心1/2hb范圍內(nèi)以交叉斜裂縫為主.

4Δy級，核心區(qū)斜裂縫寬度加大，核心區(qū)混凝土大塊剝落；上柱底部后澆混凝土外側(cè)角部開裂脫落.4Δy級第2循環(huán)加載過程中，核心區(qū)無梁一側(cè)混凝土受核心區(qū)上、下塊體的反復(fù)擠壓脫落，梁頂、梁底縱筋端頭錨固板外露，但與內(nèi)側(cè)混凝土粘結(jié)完好，未出現(xiàn)錨固失效；核心區(qū)混凝土破壞由保護層向內(nèi)發(fā)展，原來由混凝土承擔(dān)的柱軸壓力轉(zhuǎn)移至柱縱筋，隨著混凝土壓縮變形增加，柱縱筋壓屈，核心區(qū)箍筋135°彎鉤拉開，柱軸壓力已不能維持，正、反向梁端豎向力分別下降至峰值的77%、80%，結(jié)束試驗.

2.2 試件PEJ2

試件PEJ2按“梁端彎曲破壞”設(shè)計.0.5Py(Py=137 kN)級，梁固端受拉側(cè)出現(xiàn)多條細(xì)而密的豎向彎曲裂縫.0.75Py級，梁彎曲裂縫向懸臂端發(fā)展，多條裂縫上下貫通；核心區(qū)無可見裂縫.1Δy級，梁彎曲裂縫基本出齊，間距約100 mm；核心區(qū)出現(xiàn)兩條細(xì)小斜裂縫.2Δy級，梁固端300 mm范圍內(nèi)彎曲裂縫發(fā)展為斜裂縫，彎曲裂縫最大寬度約為2.5 mm；核心區(qū)斜裂縫輕微發(fā)展.3Δy級，梁大部分裂縫上下貫通，固端頂面、底面保護層混凝土起皮；核心區(qū)斜裂縫不再發(fā)展.4Δy級，正向加載梁端豎向力達到峰值，梁與核心區(qū)結(jié)合面裂縫張開約4 mm，預(yù)制梁與核心區(qū)間60 mm寬的后澆混凝土壓潰，梁固端200 mm(1/2hb)范圍內(nèi)出現(xiàn)兩條交叉斜裂縫.5Δy級，反向加載梁端豎向力達到峰值，梁根部200 mm范圍內(nèi)交叉斜裂縫加寬，混凝土被分割為多個塊體，固端上下混凝土壓潰脫落，梁縱筋壓屈，縱筋、箍筋外露.6Δy級，梁固端200 mm范圍內(nèi)混凝土破壞嚴(yán)重，正、反向梁端豎向力分別下降至峰值的79%、66%，結(jié)束試驗.

試件PEJ1、PEJ2不同梁端豎向位移時的裂縫分布見圖3.由圖3可見，試件PEJ1的破壞形態(tài)為核心區(qū)剪切破壞，梁彎曲裂縫有所發(fā)展；試件PEJ2的破壞形態(tài)為梁端彎曲破壞、形成塑性鉸，破壞主要發(fā)生在梁固端200 mm(1/2hb)范圍內(nèi).兩個試件均實現(xiàn)了預(yù)期的破壞模式.

圖3 試件裂縫分布和破壞形態(tài)

3 試驗結(jié)果及分析

3.1 滯回曲線及骨架線

梁端加載模式的邊節(jié)點受力簡圖見圖4，梁端豎向力產(chǎn)生的彎矩由固定柱的滾軸鉸給柱的一對反力平衡，則柱頂?shù)刃搅c、柱頂?shù)刃灰痞和等效層間位移角θ可由下式計算得到：

(1)

(2)

(3)

圖4 梁柱邊節(jié)點受力簡圖

式中:Pb為梁端豎向力，lc為柱上、下滾軸間的中心距，lb為梁端加載點到柱中心線的距離，Δb為梁端豎向位移.本文試件lc= 2 000 mm，lb=1 540 mm.

各試件柱頂?shù)刃搅?柱頂?shù)刃灰?等效層間位移角)(Vc-Δc，Vc-θ)滯回曲線及骨架線見圖5，圖中Vn定義見后文.可見，2個試件前期滯回環(huán)呈梭形，較為飽滿，之后由于混凝土開裂呈現(xiàn)一定程度的捏攏，滯回曲線形狀介于梭形和反S形之間.核心區(qū)剪切破壞試件PEJ1較梁端彎曲破壞試件PEJ2滯回曲線捏攏程度略大，峰值后骨架線下降較快.2個試件滯回曲線正向加載和反向加載基本對稱，說明新舊混凝土豎向結(jié)合面對疊合梁的正向和反向受彎性能影響較小.

圖5 試件柱頂?shù)刃搅?柱頂?shù)刃灰?Vc-Δc)曲線

3.2 承載能力及變形能力

表4列出了試件名義屈服、峰值和極限狀態(tài)柱頂?shù)刃搅c、柱頂?shù)刃灰痞和等效層間位移角θ，名義屈服點采用能量法由試件Vc-Δc骨架線確定，峰值點為Vc-Δc骨架線的最高點，極限點為Vc下降至0.85Vc,p的點.表4中，Vn,j、Vn,b分別為根據(jù)《混規(guī)》按核心區(qū)剪切破壞、梁端彎曲破壞計算得到的柱頂?shù)刃搅?，計算時，鋼筋采用實測屈服強度，混凝土采用實測立方體抗壓強度換算得到的軸心抗壓強度(0.76fcu,m)，軸心抗拉強度ft=0.395fcu,m0.55，不考慮抗震調(diào)整系數(shù)，Vn為Vn,b、Vn,j中的較小者.

由表4可見，兩種破壞形態(tài)的邊節(jié)點峰值荷載(即承載力試驗值)與承載力計算值的比值分別為1.30、1.26，說明可按《混規(guī)》現(xiàn)澆梁柱節(jié)點的相關(guān)公式，計算裝配整體式梁柱邊節(jié)點核心區(qū)受剪承載力和疊合梁固端受彎承載力，且有安全儲備.

2個試件的等效極限層間位移角θu分別為1/28、1/22，均大于GB 50011—2010《建筑抗震設(shè)計規(guī)范》[21]規(guī)定的罕遇地震下框架結(jié)構(gòu)彈塑性層間位移角1/50的限值，滿足抗震變形能力的要求.

表4 試件不同狀態(tài)的試驗結(jié)果

3.3 剛度

試件的割線剛度可由Vc與Δc的比值確定，結(jié)果見表5，表中初始割線剛度K0為各試件0.5Py加載級等效層間位移角為1/550時對應(yīng)的割線剛度.由表5可見，各試件不同狀態(tài)的正向加載和反向加載的割線剛度基本接近.試件每級加載第1循環(huán)頂點的割線剛度K、相對割線剛度Kr與柱頂?shù)刃灰痞的關(guān)系曲線見圖6，割線剛度取正、反兩個加載方向的平均值，相對割線剛度Kr=K/K0.可以看出，梁端彎曲破壞試件割線剛度前期退化較核心區(qū)剪切破壞試件快.

表5 試件不同狀態(tài)的割線剛度

Tab.5 Secant stiffness of specimens at various states

kN·mm-1

圖6 割線剛度-柱頂?shù)刃灰魄€

3.4 耗能能力

2個試件各加載級第1循環(huán)的耗能(Vc-Δc滯回環(huán)面積)、各級累計耗能(該級別及該級別之前Vc-Δc滯回環(huán)面積之和)、等效黏滯阻尼系數(shù)he(能力耗散系數(shù)除以2π)與Δc的關(guān)系曲線如圖7所示.由圖7可見，各試件的耗能隨柱頂?shù)刃灰频脑龃蠖龃?；屈服荷載后等效黏滯阻尼系數(shù)隨柱頂?shù)刃灰频脑龃蠖龃螅涣憾藦澢茐脑嚰EJ2的等效黏滯阻尼系數(shù)大于核心區(qū)剪切破壞試件PEJ1，具有更強的耗能能力.

圖7 試件柱頂?shù)刃灰?耗能、等效黏滯阻尼系數(shù)曲線

3.5 鋼筋應(yīng)變

試件鋼筋應(yīng)變測點布置如圖8所示.圖9給出了2個試件正向加載時梁頂縱筋測點應(yīng)變與加載級別的關(guān)系曲線.結(jié)果表明：1)核心區(qū)剪切破壞的試件PEJ1在2Δy級時，位于核心區(qū)外、柱邊的梁縱筋應(yīng)變T2屈服，核心區(qū)已形成交叉斜裂縫的3Δy級和梁端豎向力已下降的4Δy級時，T2增大不多;2)梁端彎曲破壞試件PEJ2在1Δy級時，梁縱筋應(yīng)變T2屈服，2Δy級時，應(yīng)變T2達2×10-2，鋼筋嚴(yán)重屈服;3)試件PEJ2在2Δy級時，距柱邊300 mm(0.75hb)的梁縱筋應(yīng)變T3屈服;4)2個試件核心區(qū)縱筋應(yīng)變T1均未達屈服，除試件PEJ1在4Δy級T1應(yīng)變比3Δy級有所減小外，其余都是隨梁端豎向位移增大而增大，表明錨固板未出現(xiàn)錨固失效，具有很好的錨固性能.

圖8 試件鋼筋應(yīng)變測點布置

圖10所示為2個試件各加載級第一循環(huán)正向加載達到最大位移時核心區(qū)箍筋應(yīng)變分布.結(jié)果表明：1)隨梁端豎向位移增大，核心區(qū)箍筋應(yīng)變增大；2)核心區(qū)中截面箍筋應(yīng)變(JS3)大于上下截面箍筋應(yīng)變(JS1、JS2、JS4、JS5)，與核心區(qū)對角線中心位置裂縫最先開展且裂縫最寬的試驗現(xiàn)象一致；3)1Δy-2Δy時，核心區(qū)剪切破壞試件PEJ1中截面箍筋屈服，3Δy時全部箍筋屈服；4)梁端彎曲破壞試件PEJ2核心區(qū)箍筋未屈服.

綜合梁縱筋、核心區(qū)箍筋應(yīng)變可見，核心區(qū)剪切破壞試件PEJ1核心區(qū)箍筋先于梁縱筋屈服；梁端彎曲破壞試件PEJ2梁固端300 mm(0.75hb)范圍內(nèi)縱筋受拉屈服，核心區(qū)箍筋未屈服.

圖9 試件梁縱筋應(yīng)變隨加載級別變化曲線

圖10 核心區(qū)箍筋應(yīng)變分布

3.6 框架梁曲率分布

試驗采用3組導(dǎo)桿位移計分別量測了距柱邊0～200 mm、200～400 mm、400～600 mm范圍內(nèi)沿梁長度的相對變形，由此得到上述范圍內(nèi)梁的平均截面曲率如圖11所示，圖中橫坐標(biāo)x=0為梁柱交界面.結(jié)果表明：1)2個試件距柱邊0～200 mm范圍內(nèi)平均截面曲率遠(yuǎn)大于距柱邊200～400 mm、400～600 mm范圍內(nèi)平均截面曲率，且隨梁端豎向位移增加而增大；2)相同θ時，試件PEJ2距柱邊0～200 mm范圍內(nèi)平均截面曲率大于試件PEJ1，且隨θ增大，兩者差距加大，反映了兩者的破壞形態(tài)；3)試件PEJ2距柱邊0～200 mm范圍內(nèi)平均截面曲率正向加載和反向加載基本對稱，說明新舊混凝土豎向結(jié)合面對疊合梁的彎曲變形影響不大.

3.7 試件變形組成

2個試件的柱頂?shù)刃灰痞由核心區(qū)剪切變形、梁變形、柱變形分別引起的柱頂位移Δcj、Δcb、Δcc3部分組成.由圖2中沿核心區(qū)對角線布置的導(dǎo)桿位移計D2、D3測得核心區(qū)剪切變形，換算得到Δcj；由布置在梁頂面和底面的導(dǎo)桿位移計D4～D9量測沿梁長度方向的變形，由此換算得到Δcb；由布置于上柱和下柱靠近核心區(qū)一端的水平位移計D10、D11量測柱端的水平側(cè)移，得到柱端轉(zhuǎn)角，除去核心區(qū)剪切變形得到對應(yīng)的Δcc.將Δc換算為等效層間位移角θ，Δcj、Δcb及Δcc對θ的貢獻比例如圖12所示，圖中實線為正向加載，虛線為反向加載.結(jié)果表明：1)核心區(qū)剪切破壞試件PEJ1，核心區(qū)剪切變形的貢獻隨θ增大而增大，θ為3.5%和4%時，所占比例最大；柱變形的貢獻隨θ增大而減小，θ為3.5%時，所占比例不到10%；θ不大于3%時，梁變形的貢獻最大占50%～60%左右.2)梁端彎曲破壞試件PEJ2，核心區(qū)剪切變形的貢獻最小，不到5%；柱變形的貢獻隨θ增大而減小，θ為0.5%時約占50%，θ為4%時約占8%；梁變形的貢獻隨θ增大而增大，θ為4%時約占90%.試件各部分變形對θ的貢獻比例與試件破壞過程和破壞形態(tài)基本一致.

圖11 框架梁平均曲率沿長度分布

圖12 試件各部分變形對等效層間位移角貢獻的比例

4 結(jié) 論

1)設(shè)計為核心區(qū)剪切破壞的試件，核心區(qū)箍筋先于梁縱筋屈服；設(shè)計為梁端彎曲破壞的試件，梁固端0.75倍梁高范圍內(nèi)縱筋受拉屈服，核心區(qū)箍筋未屈服.核心區(qū)剪切破壞試件峰值時梁變形為主，極限點時核心區(qū)剪切變形為主；梁端彎曲破壞試件梁變形為主，核心區(qū)剪切變形占總變形不到5%.2個試件均實現(xiàn)了預(yù)期的破壞形態(tài).

2)核心區(qū)剪切破壞、梁端彎曲破壞試件的承載力試驗值，與規(guī)范相應(yīng)公式計算值的比值分別為1.30、1.26，可按規(guī)范現(xiàn)澆構(gòu)件公式計算裝配整體式邊節(jié)點核心區(qū)的受剪承載力和疊合梁固端受彎承載力.

3)2個試件等效極限層間位移角分別為1/28、1/22，滿足規(guī)范對框架結(jié)構(gòu)彈塑性變形能力的要求.

4)2個試件柱頂?shù)刃搅?水平位移滯回曲線以及疊合梁截面曲率分布正、反向加載基本對稱，試件各狀態(tài)正、反向加載的割線剛度基本接近，梁端彎曲破壞試件正、反向加載峰值柱頂?shù)刃搅o明顯差別，說明疊合梁新舊混凝土豎向結(jié)合面對疊合梁的受彎性能影響不大.

5)核心區(qū)剪切破壞試件核心區(qū)混凝土嚴(yán)重破壞、梁端彎曲破壞試件梁縱筋嚴(yán)重屈服情況下，梁縱筋錨固板均未出現(xiàn)錨固失效，后澆核心區(qū)裝配整體式邊節(jié)點的梁縱筋可采用錨固板錨固.

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(編輯 趙麗瑩)

Seismic behavior of assembled monolithic beam-column exterior joints with beam longitudinal rebars anchored by heads

ZHAO Zuozhou1, HAN Wenlong1,QIAN Jiaru1, LIU Shiwei2, WANG Yueyuan1

(1.Key Laboratory of Civil Engineering Safety and Durability (Tsinghua University), Ministry of Education,Beijing 100084, China; 2.Inner Mongolia Mengxi Engineering Design Co., Ltd.,Hohhot 010000, China)

To study the seismic behavior of assembled monolithic beam-column joints, quasi-static tests of one precast exterior joint PEJ1 with the shear failure of joint core area and one precast exterior joint PEJ2 with the flexural failure of beam fixed end were carried out. For the specimen PEJ1, core area hoops yield first and the core concrete fails in shear mode obviously. For the specimen PEJ2, concrete of beam fixed end crushes and beam longitudinal rebars yield while core area hoops don′t yield. The two specimens both fail in the expected failure modes. The hysteretic loops of the two specimens have a certain extent of pinch while the specimen PEJ1 shows a slightly larger extent of pinch. The skeleton curve of the specimen PEJ1 declines rapidly after peak load. The measured load-carrying capacity of the precast joints, which fail in shear mode in the joint core area and flexural mode at the beam fixed end, respectively are 1.30, 1.26 times as large as the calculated capacity according to the formulas in the current design code. The equivalent ultimate drift ratios of the two specimens are 1/28 and 1/22. The specimen PEJ1 is dominated by deformation of the beam at the peak point and shear deformation of the core area at the ultimate point. The specimen PEJ2 is dominated by deformation of the beam during the whole experiment while the contribution of shear deformation of the core area is less than 5%. The anchor failure of the beam longitudinal rebars does not occur. In the precast exterior joints with different failure modes, utilizing heads to anchor beam longitudinal rebars is feasible.

composite RC beam-precast column monolithic exterior joint; post-casting core area; beam longitudinal rebar anchored by head; rebar spliced by pressed sleeve; seismic behavior; quasi-static test

10.11918/j.issn.0367-6234.2016.12.002

2015-09-15

趙作周(1967—)，男，副教授，博士生導(dǎo)師； 錢稼茹(1946—)，男，教授，博士生導(dǎo)師

錢稼茹，qianjr@tsinghua.edu.cn

TU375

A

0367-6234(2016)12-0019-09