馬福棟，鄧明科，楊 勇

(西安建筑科技大學(xué)土木工程學(xué)院，西安 710055)

裝配式混凝土結(jié)構(gòu)是由預(yù)制混凝土構(gòu)件通過可靠的連接裝配而成的，包括裝配整體式混凝土結(jié)構(gòu)和全裝配混凝土結(jié)構(gòu)等[1]。裝配整體式混凝土框架結(jié)構(gòu)因其平面布置靈活、預(yù)制構(gòu)件方便運(yùn)輸，是常見的結(jié)構(gòu)形式?？煽康倪B接方式是保證預(yù)制梁柱協(xié)同工作和結(jié)構(gòu)整體性的關(guān)鍵，目前最常用的連接方式是灌漿套筒連接[2]。劉洪濤等[3]和趙勇等[4]研究了灌漿套筒連接裝配式梁柱節(jié)點(diǎn)的抗震性能，驗證了灌漿套筒連接的可靠性。但實際操作中灌漿套筒連接存在定位精度要求高、灌漿難度大及質(zhì)量不易檢測的缺點(diǎn)。

鋼筋搭接連接施工簡單，質(zhì)量易保證[5]，但由于普通混凝土與鋼筋的搭接長度過長，在裝配式結(jié)構(gòu)中難以應(yīng)用。超高性能混凝土(UHPC)是一種具有高強(qiáng)度、高韌性和高耐久性的水泥基復(fù)合材料，與鋼筋具有非常高的粘結(jié)性能[6]，可大幅縮短鋼筋的錨固和搭接長度，使UHPC 得以應(yīng)用于預(yù)制裝配式橋梁結(jié)構(gòu)[7-8]和建筑結(jié)構(gòu)[9-10]中的預(yù)制構(gòu)件連接，減小施工的復(fù)雜程度和現(xiàn)場濕作業(yè)量。安明喆等[11]通過鋼筋拔出試驗，研究了變形鋼筋直徑和錨固長度對鋼筋-RPC 粘結(jié)性能的影響，提出變形鋼筋與RPC 的極限粘結(jié)強(qiáng)度與錨固長度的計算公式。鄧宗才等[12]通過鋼筋拔出試驗系統(tǒng)研究了鋼筋埋長、保護(hù)層厚度、鋼筋直徑、RPC 強(qiáng)度和鋼纖維摻量等因素對鋼筋-RPC 粘結(jié)性能的影響規(guī)律。方志等[13]通過鋼筋-RPC 搭接對拉拔出試驗，研究了搭接長度、RPC 強(qiáng)度、配箍率和鋼筋凈距對粘結(jié)強(qiáng)度的影響。Ma 等[14]研究了在UHPC 中鋼筋屈服后的搭接粘結(jié)性能，并根據(jù)厚壁薄筒理論推導(dǎo)出鋼筋屈服后的搭接粘結(jié)強(qiáng)度計算公式。Maya 等[10]研究了在梁跨中及梁端采用鋼筋搭接后澆UHPC(Lap-splice with UHPC，簡稱LS-UHPC)連接預(yù)制構(gòu)件的單調(diào)和滯回試驗，在15db的搭接長度下未發(fā)生搭接破壞。鄭七振等[15-16]采用LS-UHPC 連接方式在梁跨中、梁端和柱端連接預(yù)制構(gòu)件，進(jìn)行單調(diào)和滯回試驗，在10db的搭接長度下未發(fā)生搭接破壞。

以上研究中UHPC 均用于梁跨中、梁端和柱端，而節(jié)點(diǎn)核心區(qū)通常受力更為復(fù)雜，承受較大的剪力，在地震作用下極易發(fā)生剪切脆性破壞。為滿足強(qiáng)節(jié)點(diǎn)的設(shè)計要求，GB 50010-2010[5]規(guī)定了節(jié)點(diǎn)核心區(qū)最大剪壓比限值和最小配箍率限值，可能會導(dǎo)致節(jié)點(diǎn)核心區(qū)鋼筋擁擠，進(jìn)一步增加施工困難。為滿足框架結(jié)構(gòu)在地震作用下的延性，除保證強(qiáng)節(jié)點(diǎn)設(shè)計要求外，GB 50010-2010[5]和美國規(guī)范ACI 318-19[17]均規(guī)定了梁縱筋穿過節(jié)點(diǎn)區(qū)的最小錨固長度為20db，ACI 318-19 還提出若要徹底避免梁縱筋的滑移，最小錨固長度應(yīng)不小于32db，但會導(dǎo)致節(jié)點(diǎn)核心區(qū)截面的過大。將UHPC 應(yīng)用于鋼筋混凝土梁柱節(jié)點(diǎn)核心區(qū)，充分發(fā)揮UHPC 的超高粘結(jié)強(qiáng)度[6]和抗剪強(qiáng)度[18]，不但可以實現(xiàn)預(yù)制構(gòu)件在節(jié)點(diǎn)核心區(qū)的鋼筋搭接連接，而且可以大幅提高節(jié)點(diǎn)核心區(qū)受剪承載力[19]，有利于滿足強(qiáng)節(jié)點(diǎn)的設(shè)計理念，進(jìn)而滿足最大剪壓比限值，降低最小配箍率的限值。

1 試驗概況

1.1 試驗?zāi)康?/h3>

本試驗裝配整體式梁柱節(jié)點(diǎn)的裝配方式為節(jié)點(diǎn)核心區(qū)LS-UHPC 連接，包括柱縱筋直筋搭接和梁縱筋彎鉤搭接。試驗采用3/4 縮尺模型，根據(jù)預(yù)期的節(jié)點(diǎn)核心區(qū)是否發(fā)生破壞，設(shè)計了1 個強(qiáng)節(jié)點(diǎn)的裝配整體式梁柱節(jié)點(diǎn)(RUJ-2)，以研究鋼筋搭接連接的可行性；設(shè)計了4 個弱節(jié)點(diǎn)的裝配整體式梁柱節(jié)點(diǎn)(RUJ-3～RUJ-6)，以研究梁柱節(jié)點(diǎn)核心區(qū)采用UHPC 的受剪性能；另外設(shè)計了1 個弱節(jié)點(diǎn)的RC 現(xiàn)澆整體式梁柱節(jié)點(diǎn)(RCJ-1)作為對比試件。

1.2 試件設(shè)計

梁截面尺寸均為230 mm×300 mm，柱截面尺寸均為300 mm×300 mm，梁、柱的縱筋均采用HRB400 級鋼筋，箍筋采用HPB300 級鋼筋。梁、柱均采用普通混凝土澆筑，設(shè)計強(qiáng)度按C40 考慮，各試件節(jié)點(diǎn)核心區(qū)澆筑材料及設(shè)計參數(shù)如表1所示。試件的尺寸及配筋如圖1 所示。柱軸壓比主要為0.12，并設(shè)計了柱軸壓比為0.24 的試件RUJ-6 作對比。

圖1 試件尺寸及配筋圖Fig. 1 Dimensions and reinforcement details of specimens

表1 試件設(shè)計參數(shù)Table 1 Parameters of specimens

節(jié)點(diǎn)核心區(qū)高度取決于梁高，一般可以滿足柱縱筋直筋搭接長度的要求，對于UHPC 中鋼筋直筋搭接長度，文獻(xiàn)[13 - 14]中鋼筋對拉拔出試驗得到的臨界極限搭接長度在10db～12db，本試驗保守取15db。節(jié)點(diǎn)核心區(qū)寬度通常取決于柱寬，可能難以滿足直筋搭接所需的搭接長度，考慮到彎鉤搭接可以減小鋼筋的搭接長度，約為直筋搭接長度的60%[5]，本試驗保守取包括彎鉤在內(nèi)的投影搭接長度11db，彎鉤內(nèi)徑依據(jù)規(guī)范GB 50010-2010[5]為4db，考慮到UHPC 的超高的粘結(jié)性能，在5db錨固長度時鋼筋可受拉屈服[20]，彎后直段長度設(shè)計為5db。

裝配式框架梁柱節(jié)點(diǎn)的裝配順序如圖2 所示。步驟1，預(yù)制上、下柱及左、右梁，其中，上、下柱中縱筋伸出15db(300 mm)以備直筋搭接于節(jié)點(diǎn)核心區(qū)；左、右梁伸出預(yù)留彎鉤以備搭接于節(jié)點(diǎn)核心區(qū)；步驟2，將左、右梁與下柱進(jìn)行裝配，配置梁上部連續(xù)縱筋；步驟3，澆筑節(jié)點(diǎn)核心區(qū)UHPC 和梁上部普通混凝土(NC)。本次試驗為簡化施工，采用平躺澆筑，鋼筋綁扎完成后即現(xiàn)場定位，梁柱一次性澆筑成型，梁柱縱筋嚴(yán)格按照設(shè)計的搭接長度在節(jié)點(diǎn)核心區(qū)搭接并后澆UHPC，如圖3 所示。

圖2 裝配式整體式框架梁柱節(jié)點(diǎn)施工順序Fig. 2 Construction sequence of beam-column joints in assembly frame structure

圖3 試驗現(xiàn)場節(jié)點(diǎn)核心區(qū)鋼筋搭接Fig. 3 Steel bars lap-spliced in joint at test site

1.3 材料力學(xué)性能

本試驗采用的NC 和UHPC 的配合比及其軸心抗壓強(qiáng)度如表2 所示。UHPC 有2%和3%兩種鋼纖維摻量，所用鋼纖維的性能參數(shù)如表3 所示。試件采用的鋼筋牌號及相應(yīng)的強(qiáng)度指標(biāo)如表4所示。

表2 NC 和UHPC 配合比及其抗壓強(qiáng)度Table 2 Mixture proportions and compressive strengths of NC and UHPC

表3 鋼纖維各項性能指標(biāo)Table 3 Performance indicators of steel fibers

表4 鋼筋的材料性能Table 4 Material properties of steel bars

1.4 加載方案

擬靜力試驗加載裝置如圖4 所示。試驗加載時梁端均為鉸支座，與300 kN 力傳感器垂直相連，柱頂千斤頂處采用滑動支座，柱底采用不動鉸支座。豎向荷載由1000 kN 油壓千斤頂提供，水平往復(fù)荷載由美國MTS 公司1000 kN 液壓伺服作動器施加。試驗加載現(xiàn)場如圖5 所示。試驗水平加載采用荷載和位移混合控制的加載制度。試件屈服以前，采用分級荷載控制，每級荷載的增量為10 kN，循環(huán)加載1 次；試件屈服以后，改為位移控制，每級位移增量為10 mm，每級位移循環(huán)加載3 次。當(dāng)水平荷載下降至峰值荷載的85%以下時，停止加載。

圖4 試驗加載裝置示意圖Fig. 4 Diagram of test setup

圖5 試驗加載裝置現(xiàn)場圖(數(shù)字代表位移計編號)Fig. 5 Test setup at the scene (The numbers in the figure represent the displacement meter numbers)

1.5 測試內(nèi)容與測點(diǎn)布置

試件測試主要包括以下內(nèi)容：1) 節(jié)點(diǎn)核心區(qū)剪切變形；2) 梁、柱截面的位移及轉(zhuǎn)角；3) 柱頂水平位移。試件位移計布置如圖6 所示，對應(yīng)現(xiàn)場實際布置如圖5 所示。

圖6 試件位移計布置(數(shù)字代表位移計編號)Fig. 6 Displacement measuring point arrangement(The numbers in the figure represent the displacement meter numbers)

2 試驗現(xiàn)象及破壞形態(tài)

2.1 試驗現(xiàn)象

弱節(jié)點(diǎn)對比試件的現(xiàn)澆整體式RC 梁柱節(jié)點(diǎn)RCJ-1，加載至+25 kN 時，梁端出現(xiàn)豎向細(xì)微裂縫，加載至+38 kN 時，節(jié)點(diǎn)核心區(qū)出現(xiàn)第一條斜裂縫，且此斜裂縫貫穿整個節(jié)點(diǎn)，反向加載至-47 kN時，出現(xiàn)交叉斜裂縫；加載至+80 kN，斜裂縫加寬至1.5 mm，荷載-位移曲線偏離直線，改為位移控制加載。加載至θ=+1/46 時，試件達(dá)到峰值荷載89.3 kN；加載至θ=+1/39 時，節(jié)點(diǎn)核心區(qū)裂縫交叉處出現(xiàn)剝落現(xiàn)象。加載至θ=+1/32 時，荷載下降至峰值荷載的85%，節(jié)點(diǎn)核心區(qū)發(fā)生剪切破壞，梁柱縱筋均未發(fā)生屈服，如圖7(a)所示。

圖7 試件破壞形態(tài)Fig. 7 Failure modes of beam-column joints

強(qiáng)節(jié)點(diǎn)試件RUJ-2 的梁、柱預(yù)制，柱縱筋和梁下部鋼筋在節(jié)點(diǎn)核心區(qū)采用LS-UHPC 的方式連接。加載至+18 kN 時，梁端根部受拉區(qū)出現(xiàn)細(xì)微豎向裂縫；加載至+40 kN 時，梁根部豎縫加寬至0.3 mm；加載至+57 kN 時，節(jié)點(diǎn)核心區(qū)出現(xiàn)第一條細(xì)微斜裂縫，梁根部豎縫加寬至0.6 mm；荷載-位移曲線偏離直線，改為位移控制加載。加載至θ=-1/93，試件達(dá)到峰值荷載，梁根部豎縫加寬至1 mm；加載至θ=-1/61，梁根部豎縫加寬至2 mm，節(jié)點(diǎn)核心區(qū)細(xì)微斜裂縫增多。此后，梁端豎縫不斷加寬和延伸，加載至θ=+1/46，梁端混凝土裂縫處開始出現(xiàn)表皮脫落；隨后梁端豎縫不斷加寬，直至θ=+1/23，梁端受壓區(qū)混凝土壓碎，荷載下降至峰值荷載的85%，試件發(fā)生梁端彎曲破壞，梁縱筋全部屈服，柱縱筋未屈服。如圖7(b)所示。

弱節(jié)點(diǎn)試件RUJ-3 為采用LS-UHPC 進(jìn)行連接的裝配整體式梁柱節(jié)點(diǎn)，節(jié)點(diǎn)核心區(qū)的UHPC 纖維摻量為2%，且未配箍筋。斜裂縫出現(xiàn)前，梁端裂縫發(fā)展與RCJ-3 相似，加載至-48 kN 時，節(jié)點(diǎn)核心區(qū)出現(xiàn)第一條細(xì)微斜裂縫，加載至+66 kN時，出現(xiàn)交叉斜裂縫；繼續(xù)加載，不斷有新的細(xì)密斜裂縫產(chǎn)生，梁端豎縫不斷延伸和加寬；加載至+100 kN 時，部分梁縱筋發(fā)生屈服，梁端豎縫明顯加寬，斜裂縫延伸并加寬至1 mm，荷載-位移曲線偏離直線，改為位移控制加載。加載至θ=+1/49 時，試件達(dá)到峰值荷載116.29 kN，節(jié)點(diǎn)核心區(qū)斜裂縫細(xì)密分布；隨著位移的增加，節(jié)點(diǎn)核心區(qū)斜裂縫緩慢延伸加寬；加載至θ=+1/42 時，斜裂縫相互連接貫通形成主斜裂縫，主斜裂縫周圍不斷出現(xiàn)平行細(xì)密斜裂縫；加載至θ=-1/33，交叉主斜裂縫產(chǎn)生；隨后，主斜裂縫不斷加寬，加載至θ=-1/27，荷載下降至峰值荷載的85%，試件節(jié)點(diǎn)核心區(qū)發(fā)生剪切破壞，梁縱筋均發(fā)生屈服，柱縱筋部分屈服。如圖7(c)所示。

與試件RUJ-3 相比，弱節(jié)點(diǎn)試件RUJ-4 核心區(qū)的UHPC 纖維摻量由2%提高到3%，節(jié)點(diǎn)核心區(qū)斜裂縫在-59 kN 出現(xiàn)，交叉斜裂縫在+77 kN 出現(xiàn)；加載至+110 kN 時節(jié)點(diǎn)核心區(qū)斜裂縫仍細(xì)微，梁縱筋發(fā)生屈服，梁端豎縫加寬，改為位移控制加載。加載至θ=+1/49 時，試件達(dá)到峰值荷載117.15 kN，節(jié)點(diǎn)核心區(qū)斜裂縫細(xì)密分布；加載至θ=-1/35 時，節(jié)點(diǎn)核心區(qū)細(xì)微斜裂縫連接貫通，主斜裂縫形成，反向加載至θ=+1/31，交叉主斜裂縫形成；隨著位移的增大，節(jié)點(diǎn)核心區(qū)裂縫不斷加寬，最終，節(jié)點(diǎn)核心區(qū)發(fā)生剪切破壞，梁縱筋均發(fā)生屈服，柱縱筋部分屈服。如圖7(c)所示。

與試件RUJ-3 相比，弱節(jié)點(diǎn)試件RUJ-5 核心區(qū)配有箍筋，主斜裂縫出現(xiàn)前，試驗現(xiàn)象與試件RUJ-3 類似，加載至θ=-1/27 時，節(jié)點(diǎn)核心區(qū)細(xì)微斜裂縫連接貫通，主斜裂縫形成，反向加載至θ=+1/24，交叉主斜裂縫形成；此后，隨著位移的增大，節(jié)點(diǎn)核心區(qū)裂縫不斷加寬，最終，節(jié)點(diǎn)核心區(qū)發(fā)生剪切破壞，梁縱筋均發(fā)生屈服，柱縱筋部分屈服。如圖7(d)所示。

與試件RUJ-5 相比，試件RUJ-6 的柱軸壓比由0.12 提高到0.24，試件屈服前，試驗現(xiàn)象與試件RUJ-5 類似，加載至-120 kN 時，梁縱筋發(fā)生屈服，梁端豎縫加寬，節(jié)點(diǎn)核心區(qū)斜裂縫細(xì)微，荷載-位移曲線偏離直線，改為位移控制加載；加載至θ=+1/58 時，試件達(dá)到峰值荷載121.81 kN，節(jié)點(diǎn)核心區(qū)斜裂縫細(xì)密分布；此后，隨位移的增大，節(jié)點(diǎn)核心區(qū)裂縫略有增加，但始終未出現(xiàn)貫通的主斜裂縫，而梁端豎向裂縫斜向發(fā)展，形成剪切斜裂縫，最終發(fā)生梁端彎剪破壞，梁縱筋均發(fā)生屈服，柱縱筋部分屈服。如圖7(e)所示。

2.2 破壞形態(tài)分析

試件RUJ-2 發(fā)生梁端彎曲破壞，節(jié)點(diǎn)核心區(qū)未發(fā)現(xiàn)沿柱縱筋和梁下部縱筋的粘結(jié)裂縫，說明柱縱筋和梁下部縱筋未發(fā)生鋼筋搭接界面的粘結(jié)破壞；上、下柱端僅發(fā)現(xiàn)少量細(xì)微的彎曲裂縫，梁端未發(fā)現(xiàn)類似于文獻(xiàn)[21]的角部壓碎現(xiàn)象，說明直筋搭接于節(jié)點(diǎn)核心區(qū)的柱縱筋和彎鉤搭接于節(jié)點(diǎn)核心區(qū)的梁縱筋均未發(fā)生明顯滑移；驗證了LS-UHPC 在裝配式結(jié)構(gòu)中應(yīng)用的可行性。

試件RCJ-1、RUJ-3、RUJ-4 和RUJ-5 均發(fā)生了節(jié)點(diǎn)核心區(qū)剪切破壞，但柱縱筋和梁下部縱筋所采用的LS-UHPC 連接方式均未發(fā)生鋼筋搭接界面的粘結(jié)破壞。試件RCJ-1 節(jié)點(diǎn)核心區(qū)出現(xiàn)第一條斜裂縫就貫穿整個節(jié)點(diǎn)形成主斜裂縫，而試件RUJ-3、RUJ-4 和RUJ-5 首先在節(jié)點(diǎn)核心區(qū)出現(xiàn)許多細(xì)密裂縫，峰值荷載以后，隨位移的增大，細(xì)密裂縫連接貫通形成主斜裂縫，并且纖維摻量由2%提高到3%，主斜裂縫形成時對應(yīng)的層間位移角由1/42 提高到1/35；節(jié)點(diǎn)核心區(qū)體積配箍率由0%提高到0.5%，主斜裂縫形成時對應(yīng)的位移角由1/42 提高到1/27，說明增加纖維摻量和箍筋可以有效提高節(jié)點(diǎn)核心區(qū)的耐損傷能力。且較高鋼纖維摻量時，適當(dāng)配置箍筋能更有效控制節(jié)點(diǎn)核心區(qū)的損傷。主斜裂縫形成時，除對比試件RCJ-1外，裝配式試件的層間位移角均已大于框架結(jié)構(gòu)的彈塑性位移角限值1/50。另外，試件RUJ-4 和RUJ-5 主斜裂縫出現(xiàn)時，梁端均已發(fā)生較大的彎曲變形，梁端塑性鉸的轉(zhuǎn)動能力得到了較充分發(fā)揮。

相比RUJ-5，試件RUJ-6 由于柱軸壓比的提高，抑制了節(jié)點(diǎn)核心區(qū)剪切斜裂縫的開展，使細(xì)密斜裂縫未貫通形成主斜裂縫，最終發(fā)生梁端彎剪破壞。

盡管梁上部縱筋在節(jié)點(diǎn)核心區(qū)的錨固長度為300 mm(對于RUJ-2 為16.7db，對于RUJ-3～RUJ-6為13.6db)，均小于GB 50010-2010 規(guī)定的20db的要求，但均未發(fā)現(xiàn)類似于文獻(xiàn)[21]的梁端角部壓碎破壞的情況，說明梁上部縱筋在節(jié)點(diǎn)核心區(qū)錨固良好，未發(fā)生顯著滑移。

3 試驗結(jié)果與分析

3.1 滯回曲線與骨架曲線

根據(jù)試驗測試結(jié)果，可得試件的荷載-位移滯回曲線如圖8 所示，骨架曲線如圖9 所示。以肉眼觀察到節(jié)點(diǎn)核心區(qū)第一條細(xì)微斜裂縫時的荷載確定為開裂荷載；以“能量等值法”計算確定屈服位移；以荷載下降到峰值荷載的85%時所對應(yīng)的位移作為極限位移。定義層間位移角θ=Δ/H，Δ為試件頂點(diǎn)水平位移，H為試件有效高度。試件加載過程中各主要階段的特征點(diǎn)荷載、位移和層間轉(zhuǎn)角如表5 所示。因不同設(shè)計參數(shù)而表現(xiàn)出不同的滯回特點(diǎn)。

圖8 荷載-位移滯回曲線Fig. 8 Load-displacement hysteretic loops

表5 試件主要階段試驗結(jié)果Table 5 Test results of specimens at main stages

圖9 試件骨架曲線Fig. 9 Skeleton curves of specimens

1)試件RUJ-2 發(fā)生梁端彎曲破壞，梁上部連續(xù)縱筋在16.7db錨固長度下和梁下部縱筋在11db彎鉤搭接長度下錨固良好，滯回環(huán)未出現(xiàn)明顯捏攏現(xiàn)象，滯回環(huán)飽滿，表現(xiàn)出較好的延性，峰值荷載后承載力退化緩慢，延性系數(shù)均超過5.5。

2)與試件RCJ-1 相比，試件RUJ-3 和RUJ-4節(jié)點(diǎn)核心區(qū)分別采用2%和3%鋼纖維摻量的UHPC進(jìn)行后澆，且均未配箍筋。試件RUJ-3 峰值荷載比RCJ-1 提高了32%，極限位移提高了20%，延性系數(shù)由2.41 提高到2.79，節(jié)點(diǎn)核心區(qū)的受剪承載力顯著提高，使梁端塑性鉸區(qū)轉(zhuǎn)動能力進(jìn)一步發(fā)揮，說明節(jié)點(diǎn)核心區(qū)采用UHPC 時，即使不配箍筋也能達(dá)到甚至優(yōu)于普通混凝土現(xiàn)澆節(jié)點(diǎn)的性能。試件RUJ-4 的峰值荷載與RUJ-3 相當(dāng)，極限位移提高了11.5%，延性系數(shù)由2.79 提高到3.22，峰值荷載后承載力退化緩慢，梁端的轉(zhuǎn)動能力得以進(jìn)一步發(fā)揮。原因是節(jié)點(diǎn)核心區(qū)UHPC 纖維摻量的增大增強(qiáng)了核心區(qū)裂縫間鋼纖維的橋聯(lián)作用，提高了節(jié)點(diǎn)核心區(qū)的耐損傷能力。

3)與試件RUJ-3 相比，試件RUJ-5 的節(jié)點(diǎn)核心區(qū)同為2%鋼纖維摻量，但配有體積配箍率為0.5%的箍筋。其峰值荷載與RUJ-3 相當(dāng)，極限位移提高了36.2%，延性系數(shù)由2.79 提高到3.67，峰值后承載力退化緩慢?？梢园l(fā)現(xiàn)增加節(jié)點(diǎn)核心區(qū)箍筋與提高UHPC 的鋼纖維摻量作用類似，提高了節(jié)點(diǎn)核心區(qū)耐損傷能力。且相比試件RUJ-4(3%鋼纖維摻量)，試件RUJ-5(2%鋼纖維摻量+0.5%體積箍筋率)的極限位移提高了22.1%，延性系數(shù)由3.22 提高到3.67，峰值后承載力退化更加緩慢。說明箍筋對節(jié)點(diǎn)核心區(qū)的約束作用比亂向分布的鋼纖維的約束作用效率高；節(jié)點(diǎn)核心區(qū)UHPC 的纖維摻量較大時，適當(dāng)配置箍筋可顯著提高核心區(qū)耐損傷能力。

4)相較于試件RUJ-5，試件RUJ-6 的軸壓比由0.12 提高到0.24，滯回環(huán)更為飽滿，包圍的面積更大。軸壓力會對節(jié)點(diǎn)核心區(qū)產(chǎn)生夾緊力，一定范圍內(nèi)軸壓力可以抑制節(jié)點(diǎn)核心區(qū)斜裂縫的發(fā)展，增大斜壓桿的面積，提高其受剪承載力，其峰值荷載比RUJ-5 提高了3.8%，且未發(fā)生節(jié)點(diǎn)核心區(qū)剪切破壞；由于梁端發(fā)生彎剪破壞，峰值荷載后承載力退化較快，極限位移降低了13%，延性系數(shù)由3.67 減小為3.39。軸壓比的增大有利于縱筋在節(jié)點(diǎn)核心區(qū)的錨固和搭接，由于梁縱筋直徑變大，梁上部連續(xù)縱筋的錨固長度變?yōu)?3.6db，但通過梁端破壞情況可判斷，梁上部縱筋依然沒有發(fā)生明顯滑移。但由于梁端剪切變形較大，卸載時試件具有較大的殘余變形，且滯回曲線出現(xiàn)輕微的捏攏現(xiàn)象。

3.2 耗能能力分析

各試件的等效粘滯阻尼比[22]計算結(jié)果如圖10所示，圖11 為各試件累積耗能。隨著柱頂位移的增大，試件滯回環(huán)越來越飽滿，包圍的面積越來越大，等效粘滯阻尼比隨之增大，累積耗能也隨之增大；梁端塑性鉸區(qū)發(fā)生彎曲破壞的試件RUJ-1、RUJ-2 的滯回環(huán)非常飽滿，其等效粘滯阻尼比均超過0.3，表現(xiàn)出極強(qiáng)的耗能能力，試件RUJ-7 由于軸壓比的增大，提高了節(jié)點(diǎn)核心區(qū)受剪承載力，梁端發(fā)生彎剪破壞，梁端塑性鉸區(qū)的耗能增大，等效粘滯阻尼比小于試件RUJ-1 和RUJ-2，但仍高于發(fā)生節(jié)點(diǎn)核心區(qū)剪切破壞的試件；對于節(jié)點(diǎn)核心區(qū)發(fā)生剪切破壞的試件，隨著節(jié)點(diǎn)核心區(qū)纖維摻量和箍筋的增多，其等效粘滯阻尼比和累積耗能隨之增大，節(jié)點(diǎn)核心區(qū)UHPC 的纖維摻量較大時，適當(dāng)配置箍筋顯著提高了核心區(qū)的耐損傷能力，進(jìn)而提高了梁柱節(jié)點(diǎn)的等效粘滯阻尼比。

圖10 各試件等效粘滯阻尼比Fig. 10 Equivalent viscous damping ratios of specimens

圖11 各試件累積耗能Fig. 11 Cumulative energy consumption of specimens

3.3 鋼筋搭接長度分析

為了研究鋼筋在UHPC 中的搭接粘結(jié)性能和搭接長度，文獻(xiàn)[13 - 14]采用20 mm 和25 mm直徑的鋼筋，通過對拉拔出試驗得到臨界屈服搭接長度(使鋼筋受拉屈服的最小長度)在5db～7db，臨界極限搭接長度(使鋼筋受拉拉斷的最小長度)在10db～12db。本文柱縱筋直筋搭接15db于UHPC節(jié)點(diǎn)，試驗過程中未發(fā)生搭接破壞，搜集了采用UHPC 在梁、柱和節(jié)點(diǎn)核心區(qū)直筋搭接的試驗結(jié)果，如表6 所示，未配箍筋的試件VT-1B，在15db搭接長度下，雖然鋼筋受拉發(fā)生屈服，但出現(xiàn)了鋼筋的相對滑移和搭接破壞；配有箍筋的試件L1-2、CPV-1A 和CPV-2A 不但鋼筋受拉發(fā)生屈服，且均未發(fā)生搭接破壞，因此，直筋搭接段配置箍筋有利于避免產(chǎn)生搭接破壞。由于鋼筋與UHPC 的粘結(jié)強(qiáng)度隨著鋼筋直徑的減小而增大[23]，因此，對于直徑20 mm 以下的HRB400 等級鋼筋，在正常配箍和保護(hù)層情況下，其最小搭接長度可取為15db。對于直徑20 mm 以上的鋼筋與UHPC的搭接長度仍然需要更多的試驗驗證和理論分析。對于在UHPC 中彎鉤搭接長度，GB 50010-2010規(guī)定約為直筋搭接長度的60%，本試驗保守取為11db，試驗未發(fā)生搭接破壞。

表6 直筋搭接試驗結(jié)果Table 6 Results of straight bars lap tests

本文試驗中的平面梁柱節(jié)點(diǎn)發(fā)生核心區(qū)剪切破壞的試件對鋼筋搭接未產(chǎn)生明顯影響，主要原因是剪切裂縫主要出現(xiàn)在節(jié)點(diǎn)核心區(qū)中部，如圖12所示，主要的搭接區(qū)域裂縫較少。但對于空間節(jié)點(diǎn)在雙向地震作用下，Y向的剪切裂縫會對X向的受力鋼筋的搭接產(chǎn)生不利影響，因此保證節(jié)點(diǎn)核心區(qū)不發(fā)生剪切破壞是保證鋼筋可靠搭接的關(guān)鍵，UHPC 超高的抗剪強(qiáng)度有利于滿足這一條件，但現(xiàn)有規(guī)范對于節(jié)點(diǎn)核心區(qū)采用UHPC 的受剪承載力的計算還需要進(jìn)一步驗證。

圖12 平面節(jié)點(diǎn)搭接區(qū)示意圖Fig. 12 Sketch map of lap zone of planar joint

3.4 節(jié)點(diǎn)核心區(qū)受剪承載力分析

對比試件RCJ-1 及裝配式整體式試件RUJ-3～RUJ-5 均發(fā)生了節(jié)點(diǎn)核心區(qū)的剪切破壞，節(jié)點(diǎn)核心區(qū)所受剪力可根據(jù)節(jié)點(diǎn)破壞時的梁端彎矩采用規(guī)范公式[5]計算：

式中，各符號含義同GB 50010-2010[5]。試驗中節(jié)點(diǎn)核心區(qū)所受最大剪力如表7 所示。試件RCJ-1的節(jié)點(diǎn)核心區(qū)受剪承載力為663.8 kN，換算成剪壓比(Vjt/bjhjfc[5])為0.22，而試件RUJ-3 的節(jié)點(diǎn)核心區(qū)受剪承載力為916.71 kN，換算成剪壓比為0.11，UHPC 節(jié)點(diǎn)核心區(qū)受剪承載力提高的同時，減小了剪壓比。

表7 節(jié)點(diǎn)核心區(qū)受剪承載力試驗值與計算值Table 7 Test and calculation values of shear capacity of joints

節(jié)點(diǎn)核心區(qū)UHPC 受剪時處于拉壓復(fù)合應(yīng)力狀態(tài)，與UHPC 的拉壓強(qiáng)度同時相關(guān)。相對普通C30 混凝土，UHPC 抗拉強(qiáng)度提高幅度小于抗壓強(qiáng)度，GB 50010-2010[5]采用UHPC 抗拉強(qiáng)度計算的受剪承載力低估了UHPC 的抗剪貢獻(xiàn)，因此，試件RUJ-3 和RUJ-4 的受剪承載力計算值小于試驗值。由試驗可知配箍率對節(jié)點(diǎn)核心區(qū)受剪承載力影響不明顯，GB 50010-2010[5]高估了箍筋的抗剪貢獻(xiàn)，因此，配有箍筋的試件RUJ-5 受剪承載力計算值大于試驗值。采用ACI 318-19[17]計算的受剪承載力普遍偏高，偏于不安全，原因是ACI 318-19[17]中采用的是UHPC 的抗壓強(qiáng)度計算UHPC 的抗剪貢獻(xiàn)，實際上高估了UHPC 的抗剪貢獻(xiàn)。

GB 50010-2010[5]和ACI 318-19[17]對節(jié)點(diǎn)核心區(qū)受剪承載力的計算誤差較大的主要原因是，UHPC 的抗壓強(qiáng)度與抗拉強(qiáng)度提高幅度不同，即UHPC 的抗壓強(qiáng)度與抗拉強(qiáng)度的比值不再像普通C30 混凝土一樣約為10，而是大于10。以普通C30 混凝土抗壓強(qiáng)度與抗拉強(qiáng)度的比值為基準(zhǔn)，可以利用抗壓強(qiáng)度和抗拉強(qiáng)度對GB 50010-2010[5]和ACI 318-19[17]的計算方法進(jìn)行修正，修正系數(shù)計算如下：

修正前后的計算結(jié)果如表7 和圖13 所示，可見修正后計算值與試驗值吻合較好，變異系數(shù)均為0.09，離散性較小，修正后的ACI 318-19 計算值相對保守，可用于UHPC 節(jié)點(diǎn)核心區(qū)受剪承載力計算。

圖13 節(jié)點(diǎn)核心區(qū)受剪承載力計算值與試驗值對比Fig. 13 Comparison of calculated and experimental values of joints

4 結(jié)論

通過5 個LS-UHPC 裝配整體式梁柱節(jié)點(diǎn)及1 個RC 現(xiàn)澆整體式梁柱節(jié)點(diǎn)擬靜力試驗，對試驗現(xiàn)象和試驗結(jié)果進(jìn)行分析，得出以下結(jié)論：

(1)本文柱縱筋直筋搭接，梁下部縱筋設(shè)置90°彎鉤搭接，均未出現(xiàn)拔出破壞，驗證了LSUHPC 連接方式在裝配整體式框架結(jié)構(gòu)中進(jìn)行梁柱裝配連接的可行性。結(jié)合文獻(xiàn)試驗結(jié)果可得，正常配箍條件下，梁和柱縱筋直筋搭接于UHPC中的最小搭接長度為15db。對于在UHPC 中90°彎鉤搭接，考慮彎鉤段最小投影搭接長度不小于11db(彎鉤內(nèi)徑為4db，彎后直段長度為5db)。

(2)節(jié)點(diǎn)核心區(qū)采用UHPC，受剪承載力提高的同時，減小了剪壓比，有利于滿足“強(qiáng)節(jié)點(diǎn)”的設(shè)計理念，保證鋼筋搭接的可靠性，即使未配箍筋，也可以取得優(yōu)于普通混凝土現(xiàn)澆節(jié)點(diǎn)的性能。節(jié)點(diǎn)核心區(qū)箍筋和鋼纖維摻量的增加，對受剪承載力和剛度退化的影響不大，但延緩了節(jié)點(diǎn)核心區(qū)主斜裂縫的形成，提高了節(jié)點(diǎn)核心區(qū)耐損傷能力，進(jìn)而提高了梁柱節(jié)點(diǎn)的極限位移，延性系數(shù)和耗能能力，且節(jié)點(diǎn)核心區(qū)UHPC 的纖維摻量較大時，適當(dāng)配置箍筋對核心區(qū)耐損傷能力的提高效果更顯著。在一定范圍內(nèi)，柱軸壓比的提高，可以抑制節(jié)點(diǎn)核心區(qū)剪切裂縫的開展，提高節(jié)點(diǎn)核心區(qū)受剪承載力。

(3)梁上部縱筋錨固長度為16.7db或13.6db，雖均未滿足規(guī)范20db的要求，但由于UHPC 較高的粘結(jié)強(qiáng)度未發(fā)生顯著滑移，均表現(xiàn)出較好的延性，峰值后承載力退化緩慢，延性系數(shù)較大，滯回環(huán)飽滿，耗能能力強(qiáng)。

(4) GB 50010-2010[5]低估了UHPC 的抗剪貢獻(xiàn)，而高估了箍筋的抗剪貢獻(xiàn)，ACI 318-19[17]高估了UHPC 的抗剪貢獻(xiàn)，計算的受剪承載力普遍偏高；利用UHPC 的抗壓強(qiáng)度和抗拉強(qiáng)度的關(guān)系分別對GB 50010-2010[5]和ACI 318-19[17]進(jìn)行修正，修正后ACI 318-19[17]的計算方法較為準(zhǔn)確且保守。