鋼筋錯位對接套筒的T 形柱節(jié)點抗震性能研究

王欣王旗周揚帆高志強張振

(1.山東建筑大學(xué) 土木工程學(xué)院，山東 濟南250101；2.山東同力建設(shè)項目管理有限公司，山東淄博255000；3.同圓設(shè)計集團有限公司，山東 濟南250101)

0 引言

為提高建筑業(yè)生產(chǎn)效率與材料利用率，美國、日本和新加坡等國一直致力于建筑工業(yè)化技術(shù)的開發(fā)與利用[1]。 近年來，隨著建筑結(jié)構(gòu)技術(shù)的發(fā)展，為了緩解建筑工人老齡化和施工現(xiàn)場環(huán)境污染等問題，國家多措并舉引導(dǎo)混凝土結(jié)構(gòu)施工由傳統(tǒng)的整體現(xiàn)澆作業(yè)向工廠預(yù)制、現(xiàn)場拼接的裝配化作業(yè)迅速轉(zhuǎn)型[1-2]。 T 形、十字形及L 形等異形柱截面的柱肢厚度與墻厚、梁寬相等，具有美觀平整、房屋空間利用率高等優(yōu)點，其應(yīng)用前景良好。

目前，針對裝配式T 形柱結(jié)構(gòu)的抗震性能研究尚處于探索階段，有待進一步完善。 王曉偉等[3]研究了軸壓重復(fù)荷載作用下箍筋約束混凝土T 形柱的受力性能，提出了試件的延性與配箍特征值成正相關(guān)，并建立了延性系數(shù)計算公式；戎賢等[4-5]開展的高強鋼筋異形柱中節(jié)點試驗和數(shù)值模擬研究以及張錫治等[6]進行的混凝土異形柱—鋼梁裝配式框架節(jié)點低周反復(fù)荷載試驗，均表明了節(jié)點核心區(qū)內(nèi)配制X 形增強鋼筋(鋼板)能夠有效提高節(jié)點受剪承載力；劉祖強等[7]研究了實腹式型鋼混凝土T 形柱的力學(xué)性能，提出了實腹式型鋼混凝土T 形柱計算骨架曲線特征點的方法，建立了三折線恢復(fù)力模型，為該類型結(jié)構(gòu)的彈塑性地震反應(yīng)分析提供了科學(xué)依據(jù)；陳海彬等[8]對內(nèi)置圓鋼管混凝土的異形柱—組合梁裝配式中節(jié)點的抗震性能進行了研究，提出了一種安全可靠的梁柱節(jié)點連接方式。 目前，涉及裝配式混凝土T 形柱框架節(jié)點方面的學(xué)術(shù)研究基本屬于空白。 異形柱截面的形狀不規(guī)則、縱向受力鋼筋數(shù)量多且分布密集，在裝配式異形柱節(jié)點的施工過程中，稍有不慎便可能出現(xiàn)鋼筋與套筒錯位的連接質(zhì)量問題，從而導(dǎo)致構(gòu)件無法拼裝。 因此，就構(gòu)件連接處存在鋼筋與套筒錯位問題的裝配式混凝土異形柱節(jié)點的抗震性能展開深入研究，對于保持建筑工程結(jié)構(gòu)體的長期安全穩(wěn)定具有重要指導(dǎo)意義。

1 試驗概況

1.1 試件設(shè)計及制作

試驗共設(shè)計4 個T 形柱組合節(jié)點試件，分別為裝配整體式邊柱節(jié)點PC1、裝配整體式中柱節(jié)點PC2、現(xiàn)澆邊柱節(jié)點J01 和現(xiàn)澆中柱節(jié)點J02[9]，為保證試驗變量的可控性，所有試件除節(jié)點類型及節(jié)點連接方式外均采用相同的尺寸、材料及總配筋率，且試驗過程中同類型節(jié)點保持恒定的軸壓比。 梁、板、柱的混凝土強度等級均為C45；裝配式節(jié)點后澆區(qū)域的混凝土強度等級為C45；梁、柱縱向鋼筋和箍筋均采用HRB400 級鋼筋，試件節(jié)點類型及節(jié)點連接方式見表1。

節(jié)點設(shè)計滿足“強剪弱彎”和“強節(jié)點弱構(gòu)件”的抗震設(shè)計要求，為使T 形柱截面的裝配式鋼筋混凝土框架結(jié)構(gòu)具有一定的抗側(cè)能力，工程上大多采用后澆整體式框架節(jié)點[10]，梁柱縱筋均進行裝配連接，現(xiàn)場澆筑核心區(qū)及梁板疊合層的混凝土，以此實現(xiàn)預(yù)制梁柱連接。 試件PC1 和PC2 為疊合梁板—預(yù)制T 形柱裝配整體式節(jié)點，其上、下柱為預(yù)制構(gòu)件，在梁端500 mm范圍內(nèi)設(shè)置后澆段，核心區(qū)及梁板的疊合層為后澆混凝土。 上、下層預(yù)制柱的縱筋在上柱根部進行灌漿套筒連接，中柱兩側(cè)與節(jié)點核心區(qū)伸出的縱筋在梁后澆段內(nèi)通過直螺紋套筒連接，梁縱筋做1∶6坡度的鋼筋彎折以解決與柱筋碰撞問題，中柱節(jié)點兩側(cè)的梁底縱筋通長布置，而邊柱節(jié)點的梁底部鋼筋在節(jié)點核心區(qū)采用錨固板錨固。 現(xiàn)澆節(jié)點J01、J02 分別作為PC1、PC2 的對比試件，梁、柱縱筋均通長布置，幾何尺寸及配筋與其對比試件相同，如圖1 所示。

試件PC1 和PC2 在裝配施工過程中，由于下柱鋼筋與預(yù)留套筒存在明顯的錯位，其偏差約為5 mm，會造成上柱無法正常吊裝連接就位。 因此，將柱縱向鋼筋表面的混凝土向下剔鑿20 mm，對偏位鋼筋采取1∶6 坡度彎折的方式進行處理，位置糾正后清潔接觸面，進行上柱拼接以及澆筑高強灌漿料，并常溫養(yǎng)護28 d。

表1 試件節(jié)點類型及節(jié)點連接方式表

圖1 節(jié)點配筋圖/mm

1.2 材料性能試驗

材料性能試驗是在山東建筑大學(xué)土木工程材料試驗室進行的。 現(xiàn)澆試件J01 和J02 采用整體一次性澆筑，試件PC1 和PC2 分預(yù)制梁柱、核心區(qū)和梁板疊合層及梁端后澆段、節(jié)點鋼筋位置糾正部分3個批次澆筑。 其中，梁板疊合層和梁端后澆段裝配節(jié)點分3 次進行澆筑，而節(jié)點核心區(qū)、梁端后澆段、板的上部疊合層和現(xiàn)澆節(jié)點的混凝土則為同時澆筑。 每次 澆 筑 均 預(yù) 留3 個150 mm × 150 mm ×150 mm立方體標準試塊；鋼筋彎折連接后用高強灌漿料對套筒和坐漿層進行封堵灌漿，預(yù)留1 組灌漿試塊。 預(yù)留試塊與試件同條件進行養(yǎng)護，試驗當(dāng)天實測試塊的抗壓強度[11]，結(jié)果見表2。 節(jié)點所用鋼筋每種型號各取一組，每組2 根。 參照GB/T 228.1—2010《金屬材料拉伸試驗第1 部分:室溫試驗方法》[12]，鋼筋的力學(xué)性能指標見表3。

表2 混凝土力學(xué)性能表

表3 鋼筋性能表

1.3 加載制度

力學(xué)加載試驗是在山東建筑大學(xué)工程結(jié)構(gòu)與防災(zāi)減災(zāi)實驗室進行的，試驗中上柱頂部配置最大量程為100 t 的豎向油壓千斤頂，以對柱頂施加30 t 的恒定軸向壓力，施加水平的低周往復(fù)荷載的伺服液壓控制作動器底部固定于反力墻，作動器可伸縮的頂部通過螺栓與柱頂自由端固定在一起。 試驗的加載裝置如圖2 所示。

圖2 試驗加載裝置示意圖

1.3.1 豎向荷載的施加

試驗的豎向荷載由設(shè)計軸壓比0.12 確定，在施加低周往復(fù)荷載前0.5 h 內(nèi)按照受力均勻增加的原則，分級將300 kN 的軸向壓力緩慢施加至柱頂，構(gòu)件內(nèi)部的不均勻性也可通過此預(yù)壓過程消除。

1.3.2 水平荷載的施加

根據(jù)JGJ/T 101—2015《建筑抗震試驗規(guī)程》[13]，試驗水平荷載采用實時位移控制并分級加載，每級荷載循環(huán)兩次。 為方便確定試件的開裂荷載值，觀察節(jié)點裂縫發(fā)展趨勢，加載步在裂縫寬度達到0.2 mm 之前取1 mm，待構(gòu)件表面的裂縫明顯開展延伸后將位移步長調(diào)大至4 mm，當(dāng)試件出現(xiàn)較大屈服、下一級極限荷載比上一級極限荷載提高幅度較小時將增加的位移步長再次調(diào)大至8 mm，直至第一次循環(huán)的極限荷載降至小于整個試驗最大荷載的85%時，試驗結(jié)束。 水平位移加載制度如圖3 所示。

圖3 加載制度示意圖

2 試驗現(xiàn)象與破壞特征

現(xiàn)規(guī)定作動器對試件施加的推力為正值，產(chǎn)生的位移為正值；施加的拉力為負值，產(chǎn)生的位移為負值。 梁與柱連接的一端簡稱為梁固端；T 形柱由兩個柱肢組成，與梁平行且寬度相等的柱肢稱為腹板，另一柱肢稱為翼緣，與梁平行的腹板區(qū)域則稱為節(jié)點核心區(qū)。

2.1 裝配整體式邊柱節(jié)點PC1

試件的開裂荷載為24.2 kN，此時位移Δ=6 mm，開裂位置均勻分布在梁后澆區(qū)域，為豎向彎曲裂縫。Δ=11 mm 后，核心區(qū)柱肢部位產(chǎn)生豎向彎曲裂縫；在Δ=-23 mm 時，開始出現(xiàn)剪切斜裂縫，斜裂縫的分布隨著位移增大變密變長，而梁固端原有的彎曲裂縫寬度也在增長。 當(dāng)Δ=35 mm 時，核心區(qū)剪切裂縫寬度已開展至1.5 mm。 下柱出現(xiàn)均勻分布的水平彎曲裂縫，但殘余變形很小。

進入大變形階段后，核心區(qū)剪切裂縫開展變緩，T 形下柱翼緣與板的結(jié)合處出現(xiàn)剪切破壞，試件主要通過梁固端產(chǎn)生塑性鉸和梁后澆段彎曲裂縫的開裂以耗散地震能量。 由于試件為組合梁板柱的結(jié)構(gòu)形式，正負向加載剛度不同，因此兩個方向的承載力相差很大。Δ=59 mm 時，試件PC1 達到正向極限承載力110.24 kN，但Δ=-75 mm 時，試件才達到負向極限承載力181.8 kN。 加載至91 mm 循環(huán)后，正向荷載值已經(jīng)低于最大承載力的85%，而負向荷載值剛剛降到其極限的95.5%，繼續(xù)加載至99 mm，由于梁固端角部混凝土急劇脫落，梁箍筋和縱筋部分外露，結(jié)構(gòu)受損嚴重，試驗停止。 結(jié)束時，觀察鋼筋彎折連接位置的裝配節(jié)點連接處沒有明顯破壞。 最終節(jié)點破壞狀態(tài)如圖4 所示。

圖4 PC1 破壞形式圖

試驗過程中，雖然核心區(qū)剪切裂縫最先開始發(fā)展，但最終T 形柱核心區(qū)破壞并不嚴重，試件呈現(xiàn)為梁端彎曲破壞。

2.2 裝配整體式中柱節(jié)點PC2

由于下柱柱高在施工中存在誤差，實際柱高較設(shè)計值小1 cm，在豎向荷載加載過程中，兩側(cè)梁與柱均產(chǎn)生了≤3 mm 的相對位移，同時從梁固端至其后澆區(qū)邊界500 mm 范圍內(nèi)出現(xiàn)均勻分布的多條豎向彎曲裂縫，裂縫最長延伸至梁截面2/3 處。 小變形階段，試件位移為3 mm 時，豎向彎曲裂縫在長度上略有發(fā)展，核心區(qū)混凝土與預(yù)制下柱的交界處以及板底出現(xiàn)水平裂縫，試件存在殘余變形，進入彈塑性變形階段；Δ=-5 mm 時，核心區(qū)柱肢部位出現(xiàn)第一條剪切斜裂縫，并隨著位移增大向?qū)茄由臁?/p>

在11 mm 加載循環(huán)過程中，核心區(qū)剪切裂縫明顯，預(yù)制下柱出現(xiàn)沿柱高均勻分布的水平彎曲裂縫，間距約為150 mm，組合梁和單梁的梁固端塑性鉸均不斷發(fā)展。 當(dāng)Δ=35 mm 時，由于梁底縱筋拉應(yīng)力過大導(dǎo)致鋼筋與混凝土間粘結(jié)應(yīng)力增大，梁柱結(jié)合處混凝土撕裂，試件整體裂縫數(shù)量逐漸趨于穩(wěn)定，但長度和寬度仍在發(fā)展，節(jié)點核心區(qū)混凝土剝落嚴重，剝落位置為T 形柱腹板與翼緣交叉的折角處，試驗結(jié)束后梁端較為完好。

進入大變形階段后(位移＞43 mm)，核心區(qū)剪切裂縫變密，成網(wǎng)狀分布，主剪切裂縫不斷加寬，而單梁固端塑性鉸卻基本不再繼續(xù)發(fā)展。Δ=59 mm時，坐漿層與上柱交界面開裂，上柱柱腳壓碎。 試件在67 mm 循環(huán)時正向荷載達到極值，核心區(qū)表面剪切裂縫交叉范圍內(nèi)混凝土不斷剝落。 當(dāng)Δ=83 mm時，荷載降低到小于極限承載力的85%，試驗結(jié)束。結(jié)束時，鋼筋錯位對接位置灌漿處并沒有明顯破壞，只有一條橫向裂縫，這是由于柱節(jié)點受力大而灌漿料與混凝土粘結(jié)力不足引起的。 試件最終破壞形態(tài)如圖5 所示，表現(xiàn)為核心區(qū)剪切破壞。

圖5 PC2 破壞形式圖

試驗結(jié)束后，鑿開兩個T 形柱節(jié)點的鋼筋套筒錯位對接處的混凝土發(fā)現(xiàn):灌漿套筒表面無裂紋，套筒內(nèi)存在孔隙、灌漿料填充不緊密，但與鋼筋黏結(jié)較好，與套筒錯位對接的鋼筋和梁縱向縱筋均未出現(xiàn)滑移現(xiàn)象。

2.3 現(xiàn)澆邊柱節(jié)點J01

J01 試件在Δ=4 mm 時出現(xiàn)初始裂縫，開裂位置為梁柱交界面處，長度約為200 mm。Δ=11 mm時核心區(qū)出現(xiàn)正向剪切斜裂縫，此時的荷載和位移均比裝配節(jié)點的小，核心區(qū)的抗剪能力低于試件PC1。 兩個邊柱節(jié)點正負向受力差別都很大，J01 分別在Δ=51 mm 和Δ= - 67 mm 時，達到正向極限承載力和負向極限承載力，試件的殘余變形明顯。 整個加載過程中，核心柱肢區(qū)域“X 形”剪切裂縫寬度開展不明顯，主要變形集中在梁固端塑性鉸區(qū)，最終梁固端底部混凝土保護層呈“楔形”壓碎脫落，梁底縱筋和箍筋外露，破壞區(qū)域集中于梁柱結(jié)合面至距離柱邊緣200 mm 范圍以內(nèi)，核心區(qū)混凝土依然較為完好。 J01破壞形態(tài)如圖6 所示，屬于梁端彎曲破壞。

圖6 J01 破壞形式圖

2.4 現(xiàn)澆中柱節(jié)點J02

節(jié)點J02 作為PC2 的對照試件，試驗過程中裂縫的開展情況和試件的破壞特征與試件PC2 類似，且破壞位移同步，在此只做簡要闡述。 試件位移加載至67mm循環(huán)時，試件基本已達到最大承載能力，裂縫發(fā)展集中在T 形柱核心區(qū)。 最終破壞狀態(tài)為核心區(qū)折角處混凝土保護層剝落，箍筋和腰筋外露。 究其原因為:(1) T 形柱的變截面處剛度小但受力大，本身就是薄弱部位；(2) 柱肢截面尺寸小但設(shè)計鋼筋用量多，施工保護層厚度偏小。 試件破壞類型為節(jié)點核心區(qū)剪切破壞，如圖7 所示。

圖7 J02 破壞形式圖

3 試驗結(jié)果及分析

3.1 滯回曲線

滯回曲線是試件在反復(fù)荷載作用下荷載和位移之間的關(guān)系曲線，能夠綜合體現(xiàn)其抗震性能，也是分析結(jié)構(gòu)彈塑性動力反應(yīng)的主要依據(jù)[14]。 試驗測得荷載與試件頂點位移滯回曲線，如圖8 所示。

圖8 滯回曲線圖

對比兩組節(jié)點的滯回曲線，可以看出:

(1) 加載位移＜11 mm 時，滯回曲線包圍的面積很小，力和位移基本成線性關(guān)系，節(jié)點的剛度退化均不明顯，殘余變形很小，基本處于彈性工作狀態(tài)。

(2) 構(gòu)件進入彈塑性工作階段，尤其是達到名義屈服荷載后，滯回環(huán)迅速張開，耗能能力顯著增強。 兩個彎曲破壞的邊柱節(jié)點滯回環(huán)飽滿，兩個中柱節(jié)點核心區(qū)剪切裂縫發(fā)展充分，滯回環(huán)形狀呈典型的“反S”形且基本對稱。 邊柱節(jié)點每一循環(huán)都存在一小段水平線，這是由梁端鉸支座處的縫隙造成的，曲線整體依然呈“弓”字形。

(3) 由于結(jié)構(gòu)損傷累積的影響，在相同位移循環(huán)過程中出現(xiàn)了明顯的強度和剛度退化現(xiàn)象。 裝配整體式節(jié)點的捏縮現(xiàn)象更為明顯，說明與現(xiàn)澆節(jié)點相比，鋼筋錯位對接的裝配節(jié)點吸收地震能量的效率更高。

3.2 骨架曲線

通過圖9 的骨架曲線可以得出:

(1) 中柱兩個加載方向的剛度較為均衡，曲線基本對稱；由于邊柱受疊合板的影響，其正負向剛度相差很大，差值與結(jié)構(gòu)整體性好壞成正比，試驗中最大相差接近50%。

(2) 試件PC1 的初始剛度為3.48 kN/mm，其值為試件J01(4 kN/mm)的87%，而PC2 的初始剛度僅為J02 的80%，說明現(xiàn)澆節(jié)點的整體抗側(cè)剛度比裝配節(jié)點大，需要采取構(gòu)造措施提高裝配節(jié)點的整體性，強化結(jié)構(gòu)第一道抗震防線。

(3) 偏位鋼筋彎折對接套筒后裝配節(jié)點的正向荷載值與現(xiàn)澆節(jié)點相差無幾，但負向加載值有明顯降低，可以通過平衡試件兩個受力方向的剛度使之達到等同現(xiàn)澆的要求。

圖9 骨架曲線圖

3.3 承載能力和位移延性

結(jié)構(gòu)或構(gòu)件的承載能力是低周往復(fù)試驗中量測的一項重要指標，也是結(jié)構(gòu)性能設(shè)計中的重要依據(jù)之一[15-16]。 其中，屈服荷載Py作為結(jié)構(gòu)構(gòu)件彈性階段和彈塑性階段的分界點，由通用屈服彎矩法求得，并在骨架曲線中選取與Py對應(yīng)的屈服變形Δy。 試驗過程中，當(dāng)試件的承載能力超過極限荷載Pm后，承載力＜0.85Pm或其變形超過規(guī)范規(guī)定的嚴重破壞范圍時，對應(yīng)的荷載和位移值為破壞荷載Pu和破壞位移Δu(見表4)。

由于疊合梁與T 形柱翼緣的影響，兩個現(xiàn)澆試件正向加載時的受壓截面剛度遠小于負向加載時的受壓截面剛度，導(dǎo)致試驗過程中作動器對邊柱節(jié)點的最大拉力為推力極值的160%，中柱節(jié)點的差距有所減小，但也能達到125%；中柱節(jié)點的整體剛度大于邊柱節(jié)點，因此鋼筋錯位對接套筒的中柱節(jié)點和現(xiàn)澆中柱節(jié)點的最大承載能力分別為對應(yīng)邊柱節(jié)點承載能力的153%和158%。

在結(jié)構(gòu)抗震分析中，延性是衡量結(jié)構(gòu)或構(gòu)件在大變形階段的承載能力和安全性能的重要指標，一般用位移延性系數(shù)表示[15]，各試件試驗值均見表4。 只有現(xiàn)澆中柱節(jié)點延性系數(shù)均值＞3，且T 形柱節(jié)點受結(jié)構(gòu)形式的影響，構(gòu)件在作動器推拉兩個方向上的位移延性系數(shù)差別很大，最大相差接近27%。

GB 50011—2010《建筑抗震設(shè)計規(guī)范》[17]中以構(gòu)件或節(jié)點達到極限變形時的層間位移角作為罕遇地震作用下結(jié)構(gòu)彈塑性層間位移角限值的依據(jù)，規(guī)定框架結(jié)構(gòu)的限值為1/50。 4 個試件的極限位移角θu均在1/33 ～1/28 的范圍內(nèi)，說明裝配式T 形柱節(jié)點具有較強的變形能力和抗倒塌能力；邊柱節(jié)點的正向θu小于負向值，且兩個加載方向上的延性相差超過10%，這主要是T 形柱在兩個加載方向的結(jié)構(gòu)形式和破壞程度不同、結(jié)構(gòu)剛度貢獻不等所致。 裝配邊柱節(jié)點的特征點位移Δy、Δm和Δu均大于現(xiàn)澆節(jié)點，其對應(yīng)的負向特征荷載值均有明顯降低，而正向特征值無明顯差別。 總體而言，現(xiàn)澆節(jié)點比裝配節(jié)點具有更高的曲率延性。

表4 骨架曲線特征點表

3.4 耗能能力

結(jié)構(gòu)構(gòu)件的能量耗散能力是指構(gòu)件在反復(fù)水平荷載作用下吸收和消耗能量的能力，一般以滯回曲線包圍的面積來衡量，構(gòu)件的耗能能力是體現(xiàn)結(jié)構(gòu)抗震性能的一個重要指標[15，18](如圖10 所示)。 鋼筋套筒錯位裝配節(jié)點的耗能變化趨勢與對比現(xiàn)澆節(jié)點基本一致，但在同等位移條件下，裝配邊柱節(jié)點單周和累積耗能量＞現(xiàn)澆節(jié)點的86%，中柱裝配節(jié)點耗能能力僅為現(xiàn)澆節(jié)點的77%。

另外，耗能能力也可以采用等效粘滯阻尼系數(shù)he進行表征，如圖11 所示。 由耗能曲線和等效粘滯阻尼系數(shù)曲線可以看出，雖然在達到屈服位移前，裝配邊柱節(jié)點的he大于現(xiàn)澆節(jié)點，但當(dāng)試件超過屈服荷載對應(yīng)的位移后(在大變形階段)，現(xiàn)澆節(jié)點的he實現(xiàn)反超。 說明即使構(gòu)件的破壞形式相同，但裝配節(jié)點的整體性仍然遠不如現(xiàn)澆節(jié)點，需要在設(shè)計和施工中采取構(gòu)造加強措施以增強裝配節(jié)點的整體耗能能力。

圖10 耗能曲線圖

圖11 等效黏滯阻尼系數(shù)圖

結(jié)合試件的破壞狀態(tài)可知，兩個邊柱節(jié)點屬于梁端彎曲破壞，構(gòu)件的裂縫能夠充分地發(fā)展，耗能能力隨位移增大而不斷增大；而中柱節(jié)點屬于核心區(qū)剪切破壞，he-Δ曲線在大變形時依然平穩(wěn)發(fā)展，甚至有下降趨勢。 原因是T 形中柱節(jié)點的柱肢比邊柱節(jié)點受力大(153%～158%)，折角處剛度存在較大突變，同時疊合梁板的結(jié)構(gòu)形式使得試件在兩個方向上的受壓翼緣面積不同，其兩邊組合梁和單梁的剛度懸殊大，塑性鉸由梁端移動到核心區(qū)，使得試件的耗能能力大大降低。 由此可知，(1) 應(yīng)在T 形柱節(jié)點核心區(qū)內(nèi)使用強度更高的型鋼混凝土或纖維混凝土等材料，或者使用剛度更大的鋼管異形柱裝配式結(jié)構(gòu)等結(jié)構(gòu)加強措施；(2) 盡量使結(jié)構(gòu)在兩個地震作用方向上的截面剛度對稱，以期混凝土T 形柱節(jié)點滿足“強柱弱梁” 和“強節(jié)點弱構(gòu)件”的抗震設(shè)計理念。

4 結(jié)論

基于裝配式混凝土結(jié)構(gòu)連接處鋼筋與套筒錯位的質(zhì)量問題，采用鋼筋彎折處理的方式，通過擬靜力試驗，分析了鋼筋與套筒錯位對接的裝配式邊柱節(jié)點和中柱節(jié)點的承載能力、耗能能力以及剛度退化等抗震性能指標，主要得出以下結(jié)論:

(1) 兩個邊柱組合節(jié)點最終的破壞形態(tài)為梁端彎曲破壞，而兩個中柱節(jié)點組合試件為明顯的核心區(qū)剪切破壞。 原因是T 形中柱節(jié)點本身柱肢比邊柱節(jié)點受力大(153%～158%)，折角處剛度存在較大突變，同時疊合梁板的結(jié)構(gòu)形式使得試件在兩個方向上的受壓翼緣面積也不同，其兩邊組合梁和單梁的剛度懸殊大，使得塑性鉸由梁端移動到核心區(qū)。

(2) 試驗結(jié)束后，鑿開混凝土發(fā)現(xiàn)，灌漿套筒表面無裂紋，套筒內(nèi)存在孔隙，灌漿料沒有填充緊密，但與鋼筋黏結(jié)較好，與套筒錯位對接的鋼筋和梁縱向縱筋均未出現(xiàn)滑移現(xiàn)象。 灌漿套筒和擠壓套筒均能有效傳遞鋼筋應(yīng)力，可以對裝配式節(jié)點內(nèi)與套筒錯位＜5 mm 的鋼筋采用鋼筋彎折后灌漿連接的處理措施。

(3) 與現(xiàn)澆T 形柱組合節(jié)點相比，邊柱節(jié)點和中柱節(jié)點的承載力均值分別降低3%和7%，位移延性系數(shù)分別為現(xiàn)澆節(jié)點的99%和67%，耗能能力增長規(guī)律與剛度退化規(guī)律基本一致，但存在鋼筋偏位的裝配節(jié)點的單周耗能和總耗能均不及現(xiàn)澆節(jié)點，裝配整體式邊柱節(jié)點最終總耗能為現(xiàn)澆節(jié)點的95%，裝配中柱節(jié)點由于破壞嚴重，沒有達到與現(xiàn)澆中柱節(jié)點相同的破損位移，最終累計耗能量為相同位移下現(xiàn)澆節(jié)點的77%。

(4) 鋼筋與套筒錯位連接的裝配節(jié)點與正常的現(xiàn)澆節(jié)點均超過了規(guī)范中對罕遇地震作用下框架結(jié)構(gòu)彈塑性層間位移角1/50 限值的要求，說明裝配式T 形柱節(jié)點具有較強的變形能力和抗倒塌能力，但對于裝配式T 形柱中節(jié)點，若要實現(xiàn)強柱弱梁和強節(jié)點弱構(gòu)件的抗震要求，節(jié)點核心區(qū)還應(yīng)使用強度更大的型鋼混凝土或纖維混凝土等材料，或者使用剛度更大的鋼管異形柱裝配式結(jié)構(gòu)，并盡量使兩個受力方向上的截面剛度對稱。