裝配式混凝土結(jié)構(gòu)斜縫免膠預(yù)壓節(jié)點受剪性能分析

李富民 范 力 黃 朗

(1 中國礦業(yè)大學(xué)江蘇省土木工程環(huán)境災(zāi)變與結(jié)構(gòu)可靠性重點實驗室， 徐州 221116)(2 廣西合景房地產(chǎn)開發(fā)有限公司， 南寧 530021)

我國裝配式混凝土結(jié)構(gòu)主要采用等同現(xiàn)澆思想主導(dǎo)下的濕連接裝配整體式結(jié)構(gòu)模式，然而，這種模式存在預(yù)制率偏低、預(yù)制構(gòu)件四周出筋、安裝和現(xiàn)澆工作麻煩、套筒過粗且灌漿質(zhì)量不易保證等不足.相比而言，預(yù)壓干連接裝配整體式結(jié)構(gòu)模式的預(yù)制率更高，預(yù)制構(gòu)件四周不出筋，無須套筒灌漿連接，建造效率更高、整體性更好、工作性能更佳、更契合裝配式結(jié)構(gòu)的技術(shù)初衷.

預(yù)壓干連接技術(shù)主要應(yīng)用于框架結(jié)構(gòu)，即通過后張預(yù)應(yīng)力筋(分段無黏結(jié)或全部有黏結(jié))將預(yù)制梁端壓接到預(yù)制柱側(cè)面(接縫采用纖維砂漿過渡)，以提供摩擦抗剪能力及恢復(fù)能力，同時在預(yù)制梁頂和梁底后設(shè)穿過柱子的分段無黏結(jié)(或全部有黏結(jié))普通鋼筋以提供抗彎能力及耗能能力[1].許多學(xué)者在抗震耗能與復(fù)位措施上進行了深入研究和改進[2-4]，并將該技術(shù)引入既有結(jié)構(gòu)的抗震改造中[5-6].近年來，研究者們開始關(guān)注此類結(jié)構(gòu)的抗震、抗倒塌綜合性能[7-8].

當(dāng)前，預(yù)壓干連接技術(shù)體系仍存在以下幾方面的問題：①節(jié)點抗震構(gòu)造較復(fù)雜，造價上漲較為明顯；②對于結(jié)構(gòu)體系的統(tǒng)籌性裝配方案考慮較少，尤其框架與樓蓋的連接裝配方案較為缺乏，導(dǎo)致技術(shù)體系的系統(tǒng)性不足，實際應(yīng)用存在困難；③接縫截面需要填充高強砂漿等過渡材料，一定程度上會影響裝配效率；④不能保證豎縫式連接界面在強震作用下的抗剪能力；⑤連接節(jié)點的受剪性能研究較少.

針對上述問題，本文提出了一種不出筋預(yù)制、免支撐吊裝、免膠預(yù)壓連接的高效預(yù)壓裝配框架結(jié)構(gòu)技術(shù)方案，并針對其中斜縫免膠預(yù)壓連接節(jié)點的受剪性能進行了試驗研究.考察了該類節(jié)點的全程受力特征，著重分析界面傾角對節(jié)點受剪性能的影響.討論了該類節(jié)點的梁端受剪破壞形態(tài)和承載力計算方法，并提出了相關(guān)設(shè)計建議.

1 高效預(yù)壓連接框架結(jié)構(gòu)技術(shù)方案

1.1 結(jié)構(gòu)布置方案

結(jié)構(gòu)布置方案的思路是設(shè)置較密的梁格體系，使得所有預(yù)制板(常規(guī)尺寸上限為3 m×6 m)的四邊都能擱置在梁上.這樣既可以直接滿足其吊裝時的免支撐要求，同時還使得最終形成的疊合板四邊均承受支座負(fù)彎矩而對預(yù)制板底縱筋的連接要求不高，從而可實現(xiàn)預(yù)制板四周不出筋預(yù)制(見圖1).

為了保證吊裝及使用時的可靠支撐，預(yù)制板在梁上的擱置長度不宜小于100 mm.同時，為了保證相鄰預(yù)制板板邊能夠可靠傳遞負(fù)彎矩引起的壓應(yīng)力，預(yù)制板端間的縫隙寬度不宜小于50 mm.上述預(yù)制構(gòu)件裝配完成后，還需在預(yù)制板板縫及頂面現(xiàn)澆一層疊合層，以提高樓板整體性、方便布設(shè)管線以及保證防水效果.

圖1 結(jié)構(gòu)布置方案示意圖

1.2 梁柱連接方案

梁柱連接方案示意圖見圖2.該方案可以實現(xiàn)梁和柱不出筋預(yù)制、梁免支撐吊裝、梁柱接縫免膠接觸以及裝配預(yù)應(yīng)力筋便于穿設(shè)和張拉錨固等技術(shù)效果.

圖2 梁柱連接方案示意圖

為保證節(jié)點傳力可靠，梁端擴寬區(qū)段(即梁肩)的長度不小于梁內(nèi)縱筋與裝配筋的搭接長度.為了提高節(jié)點的抗震延性及韌性，可采用螺紋套筒式拉伸摩擦耗能鋼筋技術(shù)[9]和高延性微損傷鋼筋混凝土梁技術(shù)[10].

1.3 主次梁連接方案

主次梁連接方案示意圖見圖3.該方案可以實現(xiàn)主梁和次梁不出筋預(yù)制、次梁免支撐吊裝、主次梁接縫免膠接觸以及裝配預(yù)應(yīng)力筋便于穿設(shè)和張拉錨固等技術(shù)效果.同樣，為保證節(jié)點傳力可靠，次梁肩的長度也不應(yīng)小于其內(nèi)縱筋與裝配筋的搭接長度.

圖3 主次梁連接方案示意圖

2 受剪性能試驗

斜縫免膠預(yù)壓連接節(jié)點存在著連接界面和梁端斜截面2處天然的受剪薄弱面.無論哪個薄弱面成為最終的受剪破壞控制截面，全程受力中2處薄弱面都將出現(xiàn)不同程度的損傷發(fā)展，導(dǎo)致該節(jié)點的受剪性能特征與整體澆筑節(jié)點不同.因此，本節(jié)擬通過試驗研究考察斜縫免膠預(yù)壓連接節(jié)點獨特的受剪性能特征.

2.1 試驗方案

2.1.1 試件設(shè)計與制作

斜縫連接節(jié)點中，連接界面的傾角是影響該節(jié)點受剪性能的主要因素.本試驗中設(shè)定了3個試件，編號為S65、S75、S90，其界面傾角(即連接界面與水平面之間的夾角)分別為65°、75°、90°.同時，每個試件又有左右2個對稱的連接節(jié)點，其編號分別為S65-1、S65-2、S75-1、S75-2、S90-1、S90-2.

3個試件的尺寸和配筋如圖4所示.為充分考

(a) 縱斷面

(b) 支承構(gòu)件橫斷面

(c) 被連構(gòu)件橫斷面

察節(jié)點的受剪性能，設(shè)計中保證了節(jié)點具有足夠的抗彎承載力.為順應(yīng)梁端部的傾斜端面，從端面向內(nèi)數(shù)前3圈箍筋平行于端面，以確保不發(fā)生從傾斜端面上發(fā)起的斜截面受剪破壞.實際工程中，梁端面傾角一般為60°～75°.這種情況下，本文仍建議將前3圈箍筋平行于傾斜端面，如此既可保證常規(guī)配箍間距下端面的抗剪承載力，也能簡化設(shè)計，提高設(shè)計的統(tǒng)一性.節(jié)點通過分布于梁肩4個角部的4根預(yù)應(yīng)力筋實現(xiàn)預(yù)壓連接.

表1 試驗用材料的有關(guān)強度平均值 MPa

預(yù)應(yīng)力筋的有效預(yù)拉應(yīng)力設(shè)定為σpe=0.5fptk=930 MPa，其中fptk為預(yù)應(yīng)力筋的極限抗拉強度標(biāo)準(zhǔn)值.則4根預(yù)應(yīng)力筋提供的總有效預(yù)拉力為520.8 kN，與接縫截面對應(yīng)的正截面上的平均有效預(yù)壓應(yīng)力為5.8 MPa.由于預(yù)應(yīng)力筋的長度較小，為了減小由此帶來的過大的錨固預(yù)應(yīng)力損失，采用補張拉插墊片方法[11]，將錨固回縮值降為0.5 mm.綜合考慮預(yù)應(yīng)力的錨固損失、孔道摩擦損失和預(yù)應(yīng)力筋松弛損失，采用《混凝土結(jié)構(gòu)設(shè)計規(guī)范》(GB 50010—2010)[12]中的有關(guān)計算方法，確定張拉控制應(yīng)力σcon=1 068 MPa=0.574fptk.

2.1.2 試件加載與測試

加載裝置照片見圖5.加載過程分級進行，每級加載增量為20 kN，每級加載完成后持荷5 min.

圖5 試件及加載裝置照片

加載持續(xù)至荷載無法增加時停止，記錄此時的荷載，并將其作為極限荷載.在梁端面向內(nèi)前3圈箍筋的豎肢中點處粘貼電阻應(yīng)變片，應(yīng)變片通過導(dǎo)線與外部應(yīng)變采集系統(tǒng)連接，監(jiān)測加載過程中箍筋的應(yīng)變.連接界面的相對滑移采用千分表監(jiān)測.每個連接界面左右兩側(cè)各安裝一個千分表，其中一個位于界面中部，另一個位于界面下部，最后取2個千分表讀數(shù)的平均值來表示該界面的相對滑移值.

2.2 試驗現(xiàn)象與結(jié)果

2.2.1 連接界面頂部張開現(xiàn)象

加載過程中，接縫截面會出現(xiàn)負(fù)彎矩并在截面上半?yún)^(qū)產(chǎn)生拉應(yīng)力.當(dāng)該拉應(yīng)力超過裝配預(yù)應(yīng)力筋在此處產(chǎn)生的預(yù)壓應(yīng)力時，接縫截面上部張開，從而引起接縫截面上的應(yīng)力重分布.

根據(jù)試驗記錄，3個試件的6個接縫截面均在第6級加載過程中(荷載為100～120 kN)出現(xiàn)頂部張開現(xiàn)象.之后隨著荷載的不斷增大，張開裂縫的寬度和深度也不斷增大，直到試件最終失效時，接縫頂部張開裂縫寬度均大于1.0 mm.

2.2.2 節(jié)點區(qū)開裂與破壞現(xiàn)象

加載過程中，2個斜縫連接試件S65和S75的4個節(jié)點區(qū)均在第8～10級加載過程中(荷載為140～200 kN)腹部率先出現(xiàn)斜裂縫.之后隨著荷載的增加，逐漸出現(xiàn)了沿著預(yù)應(yīng)力孔道走向的縱向壓裂裂縫，同時腹部斜裂縫也出現(xiàn)了不同程度的發(fā)展.其中，對于節(jié)點S65-1、S75-1和S75-2，腹部斜裂縫向下、向上2個方向延伸，向下延伸有逐漸趨于水平方向的趨勢，最終一直裂通至界面處，界面處裂縫的豎向位置大致在界面高度中部偏下，這與傳統(tǒng)簡支梁的剪壓破壞斜裂縫發(fā)展不同.腹部斜裂縫向上延伸則與上部縱向壓裂裂縫相接，這與傳統(tǒng)簡支梁的剪壓破壞斜裂縫發(fā)展類似.最終，上述斜裂縫都發(fā)展出了形似扁平S狀的臨界斜裂縫，這與小剪跨比約束梁的情況相似[13].同時，加載點所在截面頂部和支座所在界面底部均出現(xiàn)了混凝土的壓碎現(xiàn)象，即雙剪壓區(qū)現(xiàn)象.顯然，該現(xiàn)象是由加載點所在截面的正彎矩和支座所在界面的負(fù)彎矩造成的.3個試件的裂縫分布與破壞特征見圖6(a)、(c)和(d).

節(jié)點S65-2的斜裂縫發(fā)展相對較慢；之后出現(xiàn)的上部縱向壓裂裂縫則相對發(fā)展更快，成為失效控制截面，因而并未出現(xiàn)斜截面剪壓破壞(見圖6(b)).

豎縫連接試件S90的2個節(jié)點區(qū)在整個加載過程中并未出現(xiàn)明顯的斜裂縫和縱向壓裂裂縫；相反，到了加載后期，可見到顯著的界面滑移現(xiàn)象且荷載增長困難.最后因為一根裝配連接鋼絞線出現(xiàn)斷絲破壞而宣告整個試件失效.

(a) 節(jié)點S65-1

(b) 節(jié)點S65-2

(c) 節(jié)點S75-1

(d) 節(jié)點S75-2

2.2.3 梁肩內(nèi)箍筋應(yīng)變發(fā)展

梁肩內(nèi)箍筋應(yīng)變的發(fā)展可以反映斜裂縫的發(fā)展程度，分析節(jié)點是否發(fā)生斜截面破壞.圖7給出了2個斜縫連接試件梁肩內(nèi)箍筋的應(yīng)變發(fā)展曲線.其中，節(jié)點S65-2的第2圈數(shù)據(jù)和節(jié)點S75-2的第1圈數(shù)據(jù)因應(yīng)變片意外失效而未給出；試件S90各應(yīng)變片在全程加載中均處于很低的應(yīng)變水平，因而也未在圖中給出相應(yīng)數(shù)據(jù).由圖可知，節(jié)點 S65-1、S75-1和S75-2的第2圈箍筋應(yīng)變均大幅超過屈服應(yīng)變，節(jié)點S65-1和S75-2的第3圈箍筋應(yīng)變略超過屈服應(yīng)變.由于所有應(yīng)變片均粘貼于箍筋的豎肢中點，第2圈豎肢中點正好在斜裂縫附近，第1圈和第3圈豎肢中點相對遠離斜裂縫，故未檢測到箍筋的最大應(yīng)變.箍筋屈服現(xiàn)象與這3個節(jié)點最終發(fā)生斜截面破壞相吻合.對于節(jié)點S65-2，雖然沒有監(jiān)測到第2圈箍筋的應(yīng)變發(fā)展，但根據(jù)第1、3圈箍筋的應(yīng)變發(fā)展趨勢可以推測，第2圈箍筋在極限荷載時也未屈服，這與該節(jié)點未發(fā)生斜截面破壞相吻合.

(a) 試件S65

(b) 試件S75

2.2.4 連接界面滑移發(fā)展

加載過程中，3個試件的6個節(jié)點界面均出現(xiàn)了不同程度的滑移.由圖8可知，加載初期，6個節(jié)點界面的滑移隨剪力增加近似線性增大，但增大速率不同，試件S65的2個節(jié)點界面增大速率最小，試件S75次之，試件S90最大.對于靜摩擦剛度，則試件S65最大，試件S90最小(見表2).界面主要處于靜摩擦狀態(tài)，滑移主要是由界面兩側(cè)混凝土的彈性變形引起.因此，可將該階段稱為靜摩擦工作階段.

圖8 剪力-界面滑移曲線

表2 界面受剪性能參數(shù)

隨著界面剪力的增大，滑移曲線第1次出現(xiàn)明顯拐點(即滑移剛度首次突減).各試件出現(xiàn)拐點的剪力值大小不同，試件S65的2個界面最大，試件S75次之，試件S90最小(見表2).拐點后，界面部分區(qū)域開始出現(xiàn)真正的相對滑移，即界面上出現(xiàn)了動摩擦區(qū)域，且該區(qū)域隨剪力的增大而不斷增大，導(dǎo)致界面滑移剛度不斷降低.因此，將該階段稱作靜-動摩擦工作階段.

試件S65和S75在界面靜-動摩擦工作階段后期其滑移出現(xiàn)了較大幅度增長，但仍始終處于滑移強化狀態(tài)，直到最終達到梁端斜截面受剪承載力極限狀態(tài)，并未超越靜-動摩擦工作階段.試件S90在加載后期并未達到梁端斜截面受剪承載力極限狀態(tài)，而是出現(xiàn)了滑移曲線的第2次明顯拐點，拐點以后界面剪力基本無增加，說明界面已全面進入滑動摩擦階段，可將該階段稱作動摩擦工作階段.

綜上可知，對于試件S65和S75，除節(jié)點S65-2出現(xiàn)意外的預(yù)應(yīng)力孔道壓裂破壞外，其他3個節(jié)點的控制破壞形態(tài)均為梁肩斜截面受剪破壞，而試件S90的控制破壞形態(tài)為接縫界面摩擦滑移破壞.3個試件在受剪承載力極限狀態(tài)時的界面極限滑移見表2.

2.2.5 極限抗剪承載力

各節(jié)點的極限抗剪承載力見表2.其中，節(jié)點S65-2因出現(xiàn)意外的預(yù)應(yīng)力孔道壓裂破壞而導(dǎo)致承載力非正常偏低.發(fā)生斜截面受剪破壞的斜縫連接節(jié)點的極限抗剪承載力高于發(fā)生界面摩擦滑移破壞的豎縫連接節(jié)點.無論發(fā)生何種受剪破壞，節(jié)點的極限抗剪承載力均隨著接縫界面傾角的增大而減??；這是因為接縫界面傾角增大時，剪跨比也隨之增大，故承載力逐漸減小.

3 受剪性能分析

3.1 破壞形態(tài)

3.1.1 豎縫連接節(jié)點的界面摩擦滑移破壞

根據(jù)2.2節(jié)可知，2個斜縫連接試件S65和S75的節(jié)點沒有發(fā)生接縫界面摩擦滑移破壞，而是發(fā)生了次梁肩斜截面受剪破壞；而豎縫連接試件S90的節(jié)點則相反.形成這種差別的原因在于，對于斜縫連接節(jié)點，當(dāng)其在受到剪力作用而發(fā)生界面滑移后會產(chǎn)生楔緊效應(yīng)，使得次梁難于持續(xù)向下滑移，故受剪破壞只能發(fā)生在次梁的斜截面上；相反，豎縫連接節(jié)點沒有楔緊效應(yīng)，其界面滑移受剪承載力主要取決于界面摩擦力，當(dāng)摩擦力相對較小而次梁斜截面抗剪承載力相對較大時，節(jié)點發(fā)生接縫界面摩擦滑移破壞，而非次梁斜截面受剪破壞.

3.1.2 斜縫連接節(jié)點的梁端雙剪壓破壞

由于2個斜縫連接試件的剪跨比都較小，按照既有簡支梁以及連續(xù)梁受剪理論，箍筋不能屈服而發(fā)生斜壓破壞，但本試驗中箍筋卻出現(xiàn)了屈服現(xiàn)象，而且在加載截面頂部和支座界面底部還出現(xiàn)了混凝土的剪壓壓碎現(xiàn)象，這實際上是典型的剪壓破壞特征.究其原因在于，次梁端的支承是由斜面摩擦提供的，這與傳統(tǒng)底面擱置支承相比更容易發(fā)生梁端沉降，當(dāng)腹剪斜裂縫裂通至界面后，梁端被分解為上、下兩部分，下部梁端在下剪壓區(qū)剪力作用下相對容易發(fā)生沉降，從而與上部梁端之間出現(xiàn)較寬的裂縫，導(dǎo)致穿過斜裂縫的箍筋容易發(fā)生屈服.因此，本試驗中斜縫連接節(jié)點的受剪破壞形態(tài)可視作剪壓破壞.與傳統(tǒng)簡支梁和連續(xù)梁不同，本試驗中的斜縫式預(yù)壓連接節(jié)點斜截面受剪破壞時存在著2個剪壓區(qū)，出現(xiàn)雙剪壓破壞形態(tài)(見圖9).

圖9 雙剪壓破壞形態(tài)

3.2 受剪承載力計算方法

3.2.1 受剪承載力極限狀態(tài)

斜縫連接節(jié)點在受剪承載力極限狀態(tài)下呈現(xiàn)雙剪壓破壞形態(tài).2個剪壓區(qū)在表觀上都包含兩側(cè)2個梁肩區(qū)，而在受剪承載力極限狀態(tài)下梁肩區(qū)無法保證能夠提供有效剪壓承載力.從本試驗來看，梁肩區(qū)在受剪承載力極限狀態(tài)時，沿著上、下預(yù)應(yīng)力管道都發(fā)展出了明顯的縱壓裂縫(見圖9)，由縱壓裂縫劈開的4個角部難以有效提供剪壓承載力.上剪壓區(qū)兩側(cè)的梁肩實際處于自由邊界的肩面區(qū)，故而無法有效提供剪壓承載力.因此，上剪壓區(qū)為一個矩形區(qū)域，其寬度等于梁的基本寬度b；下剪壓區(qū)為一個T形區(qū)域，其翼緣寬度等于梁肩寬度bsh，腹板寬度等于梁肩寬度減去預(yù)應(yīng)力孔道外側(cè)寬度(見圖10(a)).圖中，h01、h02分別為上、下剪壓區(qū)所在截面的有效高度.

(a) 斜裂面正視圖

(b) 斜裂面?zhèn)纫晥D

雙剪壓受剪承載力極限狀態(tài)下，梁端斜截面隔離體的豎向受力平衡關(guān)系見圖10(b).圖中，Vc1、Vc2分別為上、下剪壓區(qū)混凝土提供的抗剪承載力；Vs為箍筋提供的抗剪承載力；Vu為斜面支座依靠摩擦提供的支座反力，等于斜截面總的抗剪承載力(即各部分抗剪承載力之和)；α為界面傾角；lsh、a分別為梁肩頂面和底面長度.

梁端區(qū)段雖然存在預(yù)壓力，但在雙剪壓受剪承載力極限狀態(tài)下，該區(qū)域已嚴(yán)重開裂，預(yù)壓力賴以附存的梁肩區(qū)存在縱向壓裂裂縫.因此，不宜考慮預(yù)壓力對剪壓區(qū)混凝土抗剪承載力的提升作用.

3.2.2 計算方法

根據(jù)圖10(b)所示的平衡關(guān)系，斜縫連接節(jié)點的雙剪壓受剪承載力由上、下剪壓區(qū)混凝土的抗剪承載力和箍筋的抗剪承載力組成，即

Vu=Vs+Vc1+Vc2

(1)

式中

(2)

(3)

(4)

式中，Asv為箍筋豎肢橫截面面積之和；fyv為箍筋屈服強度；s為箍筋水平間距；β為箍筋傾角，對于前3圈與界面平行的箍筋來說，該傾角等于界面傾角，對于其他箍筋(鉛垂向)來說，該傾角為90°；aap為表觀剪跨長度，當(dāng)其值大于截面有效高度h0時取等于h0；k為下剪壓區(qū)有效高度修正系數(shù)；ft為混凝土抗拉強度；λ1、λ2分別為上、下剪壓區(qū)的有效剪跨比，與表觀剪跨兩端截面上的異號彎矩M1和M2有關(guān)[13]，即

(5)

(6)

利用式(1)～(6)計算試件S65和S75的雙剪壓受剪承載力.其中，材料強度按表 1中的實測值取值；ft按C45混凝土推算取2.852 MPa；h01=h02=260 mm；M1、M2按照彈性梁理論計算可得.此外，由圖6可知，下剪壓區(qū)有效高度與界面傾角呈反比關(guān)系.若將k取為0.62/α，則計算得到的試件S65和S75的雙剪壓受剪承載力分別為382.9 和359.8 kN，與試驗值的誤差分別為-0.24%和0.54%.然而，上述抗剪承載力公式只是基于規(guī)范方法并借助少量試驗結(jié)果回歸修正得到的半理論半經(jīng)驗計算方法，樣本數(shù)據(jù)偏少，其準(zhǔn)確性還有待進一步擴展樣本數(shù)據(jù)進行驗證.

3.3 設(shè)計建議

本文所提的受剪承載力計算方法是基于雙剪壓破壞模式確定的.雙剪壓破壞模式是在較小的表觀剪跨比條件下，剪跨內(nèi)2段變號彎矩區(qū)段內(nèi)的主斜裂縫相互連通形成一個受剪破壞面而發(fā)生的.在表觀剪跨比不大于1.54的情況下，豎縫連接節(jié)點發(fā)生界面摩擦滑移破壞，而斜縫連接節(jié)點發(fā)生雙剪壓破壞.當(dāng)表觀剪跨比較大時，剪跨內(nèi)2段變號彎矩區(qū)段內(nèi)的主斜裂縫將無法相互連通，從而形成2個乃至多個相互獨立的受剪斜裂面(見圖11).距離集中荷載作用點最近的斜裂面只有1個剪壓區(qū)，通常為所有斜裂面中的控制斜裂面，最終的受剪承載力將由該控制斜裂面決定.雙剪壓破壞與單剪壓破壞的臨界表觀剪跨比建議取1.5.

圖11 多斜裂面破壞形態(tài)

較大表觀剪跨比單剪壓破壞模式下的受剪承載力將只由上剪壓區(qū)混凝土的抗剪承載力和箍筋的抗剪承載力組成，即

Vu=Vs+Vc1

(7)

為了防止梁肩過早發(fā)生縱向壓裂破壞，建議梁肩寬度bsh不小于梁截面基本寬度b的2倍.梁肩范圍內(nèi)的箍筋宜作加密布置，并對2個端部前2圈箍筋的豎肢進行有效拉結(jié).

4 結(jié)論

1) 提出了一種不出筋預(yù)制、免支撐吊裝、免膠預(yù)壓連接框架結(jié)構(gòu)方案，可在一定程度上解決常規(guī)預(yù)制構(gòu)件四周出筋帶來的邊模復(fù)雜、生產(chǎn)效率低下、堆放和運輸不便等問題，避免常規(guī)裝配需要布置大量支撐及灌注接縫砂漿等問題，克服非預(yù)壓連接界面整體性較差的問題.

2) 在表觀剪跨比不大于1.54的情況下，豎縫連接節(jié)點發(fā)生界面摩擦滑移破壞，而斜縫連接節(jié)點發(fā)生雙剪壓破壞.界面傾角越大，梁端抗剪承載力越小，且界面極限滑移越大.

3) 當(dāng)表觀剪跨比不大于1.54時，斜縫免膠預(yù)壓連接節(jié)點雙剪壓受剪承載力由箍筋抗剪承載力、上剪壓區(qū)混凝土抗剪承載力及下剪壓區(qū)混凝土抗剪承載力3個部分構(gòu)成.