《装配式混凝土结构钢筋错位连接技术规程》编制说明稿

《装配式混凝土结构钢筋错位连接技术规程》编制说明2 3 3 3 3 4 4 4 5 5 5 5 5 5 6 117 117 117 117 11732016年9月国务院总理李克强主持召开国务院常务会议，决定大力发展装湖南省20个新兴优势产业链之一，是湖南省制造强省建设重点产业发展的核心周转效率；还可以减少现场湿作业，减少碳排45本规程适用于抗震设防烈度不大于8度地区采用钢筋错位连接技术的装配本标准共分把个章节，主要技术内容包括：1.范围；2.规范性引用文件；3.6它们之间存在着粘结锚固作用这种作用使接触界面两边的钢筋与混凝土之间能2.1超高强纤维混凝土（CU100\CU120）与试验所用的混凝土包括强度等级为CU100的含小型粗骨料的超高强纤维混718500m2/kg，平均粒径为0.1~0.2μm，SiO2含量不低于92%，水泥和硅灰的化学成分见表2.1-1；试验所用减水剂为液态聚材料SiO2Al2O3Fe2O3CaOMgOK2ONa2O烧失量水泥22.915.303.6765.102.510.620.192.51硅灰93.9/0.590.850.270.860.170.80类型形状长度/mm直径/mm长径比/MPa钢纤维平直80.12672850类型水泥硅灰粉煤灰细骨料粗骨料钢纤维水胶比水CU10056075850529.1149.8CU120770/35.1170.4混凝土类型L/mmC/mmCU1006d4dCU1206d4d8后将钢纤维均匀撒入混凝土浆体中继续搅拌3min。待搅拌介绍后，将混凝土倒混凝土类型抗压强度/MPa平均抗压强度/MPaCU100113.3113.8116.8112.2CU120135.1134.9132.8136.99按照规范要求，所有试件在WA-600B万能试验机进行加载。试验装置如图加载，卸载后按照加载速率为0.18~0.2KN/s进行单调记载，通过）；开裂，钢筋拔出破坏（图b）和混凝土未开裂，钢筋拔断破坏混凝土为CU120，锚固长度为2d、3d、4d、5d，保护层厚度为2d、4d和混凝护层厚度为4d，试件发生混凝土未开裂，钢筋拔出破坏，主要是因为锚固长度缝长度约40~60mm，最大裂缝宽度为0.3mm，此时钢筋的化学胶着力为2d、4d，试件发生混凝土未开裂，钢筋拔断破坏，这是因为钢筋锚固长度较（a）拔出破坏（b）开裂拔出破坏τπdL=τπdL式中：τ为钢筋与混凝土的平均粘结应力（MPa）；P为钢筋所受拉拔荷载将试件编号为：CU/U-L-C，CU表示CU100，U表示CU120；L表示钢筋的锚固长度（L=ndC表示保护钢筋保护层厚度（C=md）编号d/mmL/mmC/mmPu/KNCU-2d-2d2d2d42.1333.420.87拔出破坏CU-2d-4d2d4d52.9542.210.96拔出破坏CU-3d-2d3d2d75.6942.000.47拔出破坏CU-3d-4d3d4d72.5039.270.67拔出破坏CU-4d-2d4d2d83.4033.880.59开裂拔出破坏CU-4d-4d4d4d85.3634.672.22拔出破坏CU-5d-2d5d2d83.1827.032.20开裂拔出破坏CU-5d-4d5d4d92.5029.732.62拔出破坏CU-6d-2d6d2d94.9225.710.09拔出破坏CU-6d-4d6d4d93.6925.370.11拉断破坏U-2d-2d2d2d38.4332.222.18拔出破坏U-2d-4d2d4d47.3738.480.78拔出破坏U-3d-2d3d2d58.8932.900.80拔出破坏U-3d-4d3d4d72.6338.800.59拔出破坏U-4d-2d4d2d75.9530.850.69拔出破坏U-4d-4d4d4d78.6832.962.24拔出破坏U-5d-2d5d2d89.1528.970.88拔出破坏U-5d-4d5d4d89.1928.982.70拔出破坏U-6d-2d6d2d95.1625.770.18拉断破坏U-6d-4d6d4d93.4725.310.21拉断破坏拉断）长度为6d；在锚固长度小于6d时，CU100的粘结强度高于CU120，在2d（b）CU120和CU100的粘结强度随着锚固长度的增加而降低；增大护层厚度对CU120的粘结强度在锚固长度小于4d时提高显著，增幅可达19%，锚固长度不小于4d时，保护层厚度对粘结强度影响不大；CU100在锚固长度为2d时，增大保护层厚度粘结强度提高20%，锚固长度大于2d时，保护层厚度对粘结强（c）峰值滑移随着锚固长度的增加，先降低后增加再降低，增大保护层厚度对峰值滑移均有一定的提高；根据临界锚固长度计算得到了CU100和CU120的钢筋外形系数ξ分别为0.069和0.099。2.2超高强纤维混凝土（CU80）与表2.2-1钢纤维混凝土配合比（kg//L=nd保护层厚度/C=md3，4，5，6，7匀浆体，最后将钢纤维均匀撒入混凝土浆体中继续搅拌3min。待搅拌介绍后，将混凝土倒入抗压试件尺寸为100mm×100mm×100mm的模具中和拉拔试件尺寸相对滑移值，加载速率为0.18~0.2KN/s，试验的荷载采用万能试验机读取，通筋被拔出，最大裂缝宽度为0.5mm。锚固长度为3d、4d、5d和6d，保护层厚度为2d的墩锚试件，发生劈裂拔出破坏见图2.2-4(b件钢筋黏结影响面积较小且锚固长度较长，裂缝主要保护层薄弱侧单一贯穿裂钢筋与混凝土的黏结应力(τ)可由下式计算：τπdL=τπdL式中：τ为钢筋平均黏结应力（MPaF为拉拔荷载（KNd为钢筋直径（mm）；L为锚固长度（mm）。滑移（取钢筋自由端位移平均值）；K为黏结刚度(τu/Su）。将试件编号为：Z/D-L-C，其中，Z表示直锚，D表示墩锚；L表示试件钢筋锚固长度（L=ndC表示保护钢筋保护层厚度（C=nd）。的影响，本文取钢筋自由端的平均值作为滑移量S。从曲线可以看出，试件Z-5d-2d和Z-6d-2d发生的劈裂拔出破坏，黏结滑移曲线分为上升段、下降段和L/mmF/KNτu/MPaSu/mmK/MPa.mm-1破坏形式Z-5d-2dZ-5d-4dZ-6d-2dZ-6d-4dZ-7d-2dZ-7d-4dZ-8d-2dZ-8d-4dZ-9d-2dZ-9d-4dD-3d-2dD-3d-4dD-4d-2dD-4d-4dD-5d-2dD-5d-4dD-6d-2dD-6d-4dD-7d-2dD-7d-4d（1）CU80与直锚钢筋在2d保护层厚度工况下的极限锚固长度为7d，在4d保护层厚度工况下的极限锚固长度为5d；墩锚试件在相同保护层厚度下，极限锚固长度分别为7d和3d。在保护层厚度大于4d时，墩锚钢筋的基本锚固长度（2）直锚试件发生劈裂拔出破坏时，混凝土首先在加载端保护层薄弱侧横（3）黏结应力随着锚固长度的增大而减小，保护层厚度对黏结应力的影响不明显，但是对于锚固长度小于7d的试件破坏形式影响较为显著，直锚试件极基于推出试验，研究钢筋错位连接梁-全预制板结构平面外的抗剪承载力和破坏形式，为钢筋错位连接梁-全预制结构的整钢筋深入梁的叠合层，如图2.3-3所示，梁处超高强纤维混凝土（CU120）浇筑密实，排出气泡，浇筑如图2.3-8所示。浇表2.3-1C30混凝土配合比（水fy/MPafu/MPa8钢筋错位连接形式为：上部和下部预制剪力墙的纵向钢筋伸出长度为la，上试验共制作5个试件，包括4片预制装配式剪力墙，1片现浇剪力墙，其中现段超高强纤维混凝土强度等级为CU120MPa，钢筋型号为HRB400，试件试件编号节点连接形式纵筋直径/mm现浇段高度/mm搭接长度/mmSW1现浇8/60dPW1错位连接8PW2错位连接8400PW3错位连接PW4非连续对接连接87d预制墙体伸出的钢筋与下部预制墙体钢筋错位，错位搭接的长度为10d，预制板（图2.4-3b）；预制墙体养护至可吊装的强手架固定下部墙体（图2.4-3c），保证连接钢筋的搭接长度和后浇带高度好，搅拌并将超高强纤维混凝土浇筑于钢筋错位连接），预制墙体浇筑时，预留2组150mm×150mm×150mm的立方体抗压试块，超高强纤维混凝土连接段浇筑时预留同样组数100mm×100mm×100mm的立方体抗压试块，试块与试件同条件养护至28d。剪留3组试样用于测量钢筋的屈服强度和极限抗拉强度。其中超高强纤维混凝土配表2.4-2超高强纤维混凝土配合比（kg/m3）水混凝土设计强度/MPa立方体抗压强度fcu/MPa弹性模量Ec/MPa预制墙板34.43.02×104连接处超高强纤维混凝土128.74.05×104钢筋类别直径/mm屈服强度fy/MPa抗拉强度fu/MPa钢筋位置HRB4006440600边缘构件拉结筋HRB4008450605墙体纵筋，分布筋及箍筋HRB400445610PW3墙体纵筋及分布筋HRB400445605加载梁纵筋HRB40020455610地梁纵筋下端处于固结。预制板通过螺栓和锚固钢板连接在MTS作动器上，MTS另一端固定于反力架上，试验通过对板施加水平低周反复荷载，试验加载示意图如图按0.25%递增，当侧移率θ≥1%时，每次加载循环三次，其侧移率递增依次为θ=于测量墙体的位移，地梁上部和端部分别布置2个位移计用于测量地梁的转动和件PW1在纵筋距离地梁表面20mm、80mm、1300mm和1400mm的位置布置应变开始出现一条大主裂缝，且扩展较为迅速，是一条贯通裂缝。在侧移率为115.8KN。当侧移率加载至4%时，该墙体承载力为85.8KN，已下降至极限承载现明显的挤压破坏，墙体与地梁接触区保护层存在一定程度上剥落，如图2.4-7板与墙体结合面，侧移率由0.5%提升至0.75%出现多处裂缝。当侧移率为0.75%楼面与墙体结合处，当侧移率为2.50%时，极限位移为32.50mm，极限荷载为土接缝处已开裂，当侧移率2%，墙体边缘超高强纤维混凝土和普通混凝土接缝裂。侧移率3%，墙体中部超高强纤维混凝土和普通混凝土接缝处上下已有较多混凝土掉落，钢筋已明显屈曲，当侧移率达到5%时，承载力下降到约极限承载土接缝处开裂，当侧移率为为+1.0%时，钢筋出现明显的屈服，此时峰值力为86.4KN，裂缝不断扩展，预制墙体和超高强纤维混凝土现浇结合面的位置出现较大裂缝，侧移率为3%时，预制墙体与超高强纤维混凝土接缝处的贯穿裂缝继连接处纵筋出现鼓曲变形，钢筋与混凝土脱粘；试件PW1~PW3节点错位连接钢出现捏拢现象，有部分耗能能力，峰值力约为122.45kN，负向峰值力约为-114.84kN，峰值位移约为52.51mm，负向峰值位移约为-52.回曲线如图2.4-8（b）所示，预制搭接剪力墙试验曲线呈梭形饱位移约为32.58mm，负向峰值位移约为-39.42mm；试件PW3滞回曲线如图2.4-8（d）所示，滞回曲线呈梭形较为饱满，耗能能力较好，峰值力约115.17向峰值力约为-126.8kN，峰值位移约为45.98mm曲线较为饱满，构件进入弹塑性状态，耗能能力提高.随着荷载往复次数增加，承载能力较弱，延性较差，该节点连接形式定义位移延性系数μ为荷载下降到0.8Fmax时所对应的位移﹐即μ=Δu/Δy。层间位移角定义为ξ=Δ/H，其中Δ为墙体加载端的水平位移，H表2.4-5试件不同受力阶段特征点及延性编号加载方向Pcr/KNΔcr/mmξcrPy/KNΔy/mmξyPmax/KNΔmax/mmξmaxPu/KNΔu/mmξuμ1正51.6.929.52.3.991275898.0586.729.52.4.391.6238091.861平55.6.829.52.4.1均691.3756494.964PW正66.7.533.65.3.7190.03025269负72.6.632.65.5.0向20182799.450平69.7.133.65.4.3均496.0217199.862PW2正向55.03.383.48.64121.0492.132.63.79负向49.63.582.08.9699.76379.834.43.86平均52.33.482.78.86420.3885.933.53.81PW3正向56.73.499.48.65232.892.246.05.35负向64.93.286.87.63872452.66.92平均60.83.393.11926.396.749.36.09PW4正向35.03.370.56.6387.56670.025.623.88负向30.42.5067.36.8291.62673.327.13.99平均32.72.968.96.7889.59871.626.483.94采用超高强纤维混凝土钢筋错位10d连接错位连接的试件PW3和PW1延性均优于现浇试件KK=i+F+F+-F-F+X+X+-X-X化较为显著，后期则逐渐趋于平缓；PW2初始刚度接近现浇试件SW1的2倍，后现浇试件SW1的2倍，加载前期刚度退化较为显著，后期则逐渐趋于平缓，最终浇试件。说明采用10d搭接的超高强纤维混凝土钢筋错位连接节点耗能性能优于（a）试件的破坏形式均为面外压弯破坏，现浇试件SW1钢筋出现脱粘发生严重的鼓曲，预制装配试件PW1~PW3节点连接钢筋未出现脱粘从超高强纤维混（c）超高强纤维混凝土钢筋错位连接剪力墙的初试刚度高于现浇试件，后件，可近似按照“等同现浇”剪力墙结构设计，具研究分析钢筋错位连接一字型和U型剪力墙抗震性能，对比现浇剪力墙结试件试件编号试件分类轴压比底部连接情况剪力墙W1现浇一字型0.2现浇杯口基础W2UHPC连接一字型0.2UHPC，连接段10dW3UHPC连接U字型0.2UHPC，连接段10d3采用2000t压力机进行加载，通过电液伺服静力加载试验系统对试件施加水平荷高度布置3个位移计D3~D5，测量墙体在水平荷载下的变形。在基础底梁的端（c）钢筋测点布置大样图（d）钢筋测点布置（墙外伸钢筋/锚固变形。在基础底梁的端部布置位移计D4，监测试件是否（b）在墙底及墙角处布置混凝土应变片，如图2.5-7（b）所示；墙体竖向试件W1在加载初期处于弹性阶段，顶端位混凝土出现细小竖向裂缝。水平位移达到3△y时，受压侧混凝土开始剥落，中缝扩展并延伸至受压区，受压区压溃剥落。水平位移达到5△y时，水平力降至水平裂缝，宽度为0.02mm。水平荷载达到处、UHPC与底座交界处裂缝宽度发展至2mm，并迅速朝中部延伸至贯通，受始延伸至受压区，受压区混凝土边侧出现受压裂缝。水平位移达到3△y时，墙连接段内最外排锚固筋受拉屈服，56cm、65cm高度处裂缝扩展至0.05mm、洞口平面处，距离底部56cm高度处裂缝开始朝斜向45°发展，宽度发展至水平位移达到2△y时，98cm、118cm高度处新增斜向裂缝，宽度分别为第二次循环时，洞口平面裂缝开始斜向45°发展水平位移为±4△y~±6△y时，基本无新裂缝产生，但原有裂缝宽度不断扩（i）正立面裂缝分布（j）背面裂缝件W1、W2的荷载-顶点位移滞回曲线，其中顶点位移为对比二者滞回曲线可知，W1滞回曲线更为饱满W3由于试件正负向刚度差异较大，故而滞回曲线中正向曲线值荷载比负向峰值荷载提高了51.7%，正向极限荷载比负向极限荷载提高了91269126试件编号特征点F/kN△/mm延性系数正向负向正向负向W1（现浇）开裂240.0-270.00.7屈服550.0-500.07.1-7.1峰值689.1-687.430.7-25.77.7.极限495.5-523.561.8-50.6W2（装配）开裂400.0-400.03.9-3.6屈服600.0-600.07.1-6.3峰值641.2-658.221.2-21.76.336.33极限505.7-535.040.5-43.8W3开裂200.0-200.03.7-5.1屈服414.1-240.0-7.8峰值503.6-331.440.6-30.9极限420.0-273.074.0-331.4+F+-FK=ii加载前期刚度退化显著，后期则逐渐趋于平缓。（2）W2割线刚度初试阶段虽略有提高，但整体仍随顶端位移增加同样呈现出非线性下降趋势。（3）试件+X+-Xi基本一致。加载后期，二者割线刚度变化趋势基本一致，可见UHPC连接试件由图2.5-6（b）可知1）试件W3割线刚度随顶端位移增加呈现非线性表2.5-2为试件特征点割线刚度值，对比W1、W2可知1）W1开裂时退化程度最低，且三者刚度退化程度差异显对比W2、W3可知1）W3开裂阶段度差异显著，刚度退化主要发生在屈服至峰值阶段，其次为峰值-极限阶段，开特征点割线刚度（kN/mm）W1W2W3开裂245.19123.0851.28屈服73.8989.5525.11峰值24.4430.29极限9.074.94利用等效粘滞阻尼系数ξeq来评定试件的耗能能力，滞回环越饱满、包络面ξeq=最大，此后由于损伤积累，耗能能力快速下降。（4）UHPC连接试件在整个加通过在试件中部设置水平位移计测得试件在低周反复荷载作用下墙体侧向扣除底座滑移所得。由图可知1）W1与W2荷载-中部位移滞回曲线、骨架状态，加载前期界面滑移量主要由普通混凝土与UHPC连接界面粘结强度、锚固筋锚固性能决定。但当界面裂缝贯通后，界面滑移量则主要由普通混凝土与显抬升现象，可见UHPC连接段锚固筋出现一定的相对滑移，致使其锚固性能渐增加，且正向荷载-滑移滞回曲线更为饱满充分，即正向加载时界面滑移量大通过在试件墙体两侧设置位移计测得试件在低周反复荷载作用下墙体抬升位移，其抬升位移随荷载变化趋势见图2.5-19。由图可知1）墙角抬升主要出现在负向加载试验过程中，故而负向加载时荷载-位移曲线更为饱满、发展更位移滞回曲线可知，二者曲线变化趋势基本一致，曲线贴合程度较好。（3）对通过在墙体及UHPC连接段内的纵向钢筋、锚固筋粘贴钢筋应变片测得试摩擦、微滑移等因素致使其过早失效，故而W2、W3钢筋应变曲线取其失效前由图2.5-22可知1）W1最外排受力钢筋1号在正向水平荷载为550kN在剪力墙构件最具代表性位置布置混凝土应变片以便测量剪力墙在低周反复加载试验过程中的应变发展，W1、W2均选取7号及8号应变片分析墙体加字型剪力墙构件刚度退化差异显著，主要发生在屈服至峰值阶段，其次为峰值-极限阶段，开裂-屈服阶段退化程度最低，且三者刚度退化程度差异显著，与现本批试验共设计2个试件，试件主要变化参数如表2.6-1所示，构件配筋图梁墙L1L2平面内梁墙平面外梁墙0.20.2UHPC，连接段10dUHPC，连接段10d 预制连梁轴压力采用200t千斤顶进行加载，竖向往复力采用电液伺服静力加载试验系统100t作动头进行加载。试验时，底座上放置横纵向各两个钢压梁，利用地在沿墙体不同高度布置4个位移计D1~D3，测量墙体在水平荷载下的变形。在（2）在核心连界区附近布置混凝土应变片，如图2.6-4（b）所示；墙体竖向钢筋、核心连界区处钢筋布置应变片来判断钢筋是否屈服及应力情况，如图测点布置1）D1采集梁底竖向位移；在基础端部布置位移计D2，监测通混凝土交界面放置两个位移计D9、D10，以测量在水平位移下的界面滑移情平面内梁墙节点试件L1在加载初期处于缝宽度进一步延伸，延伸裂缝宽慰达0.02mm墙体交界面裂缝加宽至1mm；UHPC与预制梁交界面；裂缝继续延伸，宽度为0.02mm。同时，预制梁下部距墙边39cm、4现新竖向裂，宽度达0.02mm。7cm处原有裂缝进一步延伸。水平荷载为75kN（+上拉为负向（-）。墙顶施加764kN的轴力制段和后浇段交接处；+70kN时，梁上部与墙侧交接面产生拉脱开裂；加载至展，且梁墙交接面拉脱1mm。在荷载控制负向加载阶段，加载至-20kN时，梁过程中，在距墙侧104cm范围内梁身裂缝不断发展，梁下部次裂缝不断产生，梁身主裂缝最大宽度为0.8mm；-95kN时，梁墙交接面处裂缝宽至1mm，此时向不断延伸，此时梁墙交接面拉脱缝宽1.5mm；1△y第二次循环过程中，梁墙2△y第一次循环过程中，正向加载时梁墙交接面拉脱4.5mm，且梁上部距墙侧循环过程中，试件产生撕裂的声音，梁墙交接面裂缝扩宽至8mm，墙面放射状(g)墙身正面放射状裂缝（h）墙身背面放射状裂缝（l）梁裂梁底多条裂缝贯通。1△y后梁下部裂缝不再发展，主要为交接面处裂缝耗能。在2△y第二次循环负向加载过程中，试件发出撕裂的声响，负向最大荷载陡降5mm增长至8mm，转入3△y后，负向荷载陡降至将梁纵筋的弯起段采用双面焊的形式锚固，而在试验过程中2所得。由于试件L1过早结束其加载过程，故而滞回环F(kN)F(kN)P/kN00-50-100 梁墙节点-40-30-20-100102030Δ/mm裂导致上拉时由于锚固长度不足其破坏荷载下降幅度更大且负向破坏位移增长P/kN+FiK=i+Xi0-50 P/kN+FiK=i+Xi0-50 梁墙节点L2-1004-40-30-20-100Δ/mm..+--F+--XKi/(kN/mm)Ki/(kN/mm)50 梁墙节点L2Δ/mm量的大小。本文采用累计滞回耗能E和等效黏滞阻尼系数he来分析试件的耗能和图示2.6-5。试件的耗能能力还和试件在加载过程中的实际耗能相关，引入累积耗能E评价梁墙节点试件在加载过程中的实际耗能情况。试件的累积耗能EhE/(kN*mm) 梁墙节点hE/(kN*mm) 梁墙节点 梁墙节点/mm/mm/mm能严重，滞回曲线呈Z形，耗能能力大幅退Δ-Q=hLM/(kN*m)2000-50-100M/(kN*m)2000-50-100-150将实验中测得的梁端荷载乘以梁的长度得到梁构件端部的弯矩，再利用式（2.6-3）求得的截面平均曲率可以画出梁端弯矩-截面曲率关系曲线，用以评价 梁墙节点L2/(10rad/mm)弓形最终发展为Z形，表明梁端耗能能力较差，通过在上下墙体的普通砼与UHPC后浇连接界面P/P/kN 上下墙面滑移由图(a)、图(d)可以看出，正向加载时梁上部纵筋受拉，负向加载时梁下部至2Δy-1后，随着加载等级的增加，梁端纵筋G31应变反而开始下降，说明此同高度的G15应变明显小于G4号应变，这是由于G15号所在纵筋段在节点区应变片测点应变片测点kkkk2Δ-1Δ-2Δ-13应变片测点应变片测点kkkk2Δ-1Δ-2Δ-1350kN75kN95kN1Δ-11Δ-22Δ-12Δ-23Δ-13Δ-2应变片测点4000-25kN-50kN-75kN-95kN 1Δ-2 2Δ-23Δ-1应变片测点50kN75kN95kN1Δ-11Δ-22Δ-12Δ-23Δ-13Δ-2应变片测点-25-25kN-50kN-75kN-95kN 1Δ-2 2Δ-23Δ-1应变片测点NN1NN12122-1500-1000-5000-4000-3000-2000-10000可以看出，梁的纵筋随加载等级增加应变逐渐增大，上部纵筋最大拉应变为可以看出,在墙顶轴压作用下墙内纵筋初始呈现受压状态，随加载等级增加应变P/kNP/kNP/kNP/kNP/kNP/kNP/kNP/kNP/kNP/kNP/kNP/kN 梁墙节点-梁上部纵筋 梁墙节点-梁下部纵筋(a)梁上部纵筋荷载-应变曲线(b) 正面墙内纵筋-4000-3000-2000-1000 背面墙内纵筋(c)正面墙内纵筋荷载-应变曲线(d)背筋应变较小，这是由于节点区UHPC混凝土中钢纤维能承担部分剪力且可约束 梁墙节点-梁箍筋 节点区墙内箍筋(a)梁箍筋荷载-应变曲线(b)节点（b）L2梁纵筋受拉时拉应力并不能很好的传递到节点区域，受压时压应力框架节点LZ1Z1Z2UHPC连接梁柱节点现浇柱基节点UHPC连接柱基节点0.40.40.4UHPC，连接段10d现浇锚固UHPC，连接段10d力采用200t千斤顶进行加载，竖向往复力采用电液伺服静力加载试验系统100t公司提供的五通道拟动力试验系统的100t作动头进行加载。试验装置由八根精水平位移下的界面滑移；在基础端部布置位移计D5，监测试件-40kN时，左梁第一条主裂缝扩宽至0.15mm，左右梁产生多条次裂缝。-60kN大裂缝于梁底贯通，梁柱交接面开裂。当加载至+90kN时，左梁梁上UHPC后柱交接面处拉脱，缝宽2mm。水平位移达到-1△y时，左梁梁侧最大裂缝宽达2mm，且梁柱交接面缝宽增大至3mm，梁下次生裂缝向上延伸。+2△y时，左梁梁顶和柱交接面处缝宽突增至7mm。加载梁柱交接面拉开缝宽至9mm，且近柱侧左梁梁底混凝土压碎脱落。此时水平力（i）梁底贯通裂缝宽8.5mmP/kN0P/kN0梁柱节点-右梁梁柱节点-左梁/mm加载第一次循环的峰值点所连接起来的包络线。差异，这是由于下压时，梁上侧和核心区同为UHPC较好地传递到核心区而分担部分耗能，且UHPC拥有P/kNP/kN 梁柱节点-左梁 梁柱节点-右梁82//P/kNP/kN 梁柱节点-左梁 梁柱节点-右梁82///mm/mm.////////////Ki/(kN/mm)Ki/(kN/mm)+F-Fii-XKKi/(kN/mm)Ki/(kN/mm)+F-Fii-XK=i+Xii25 梁柱节点-右梁205++ 梁柱节点-左梁01234567/mm01234567/mmΔ/mm//hhE/(kN*mm)E/(kN*mm) 梁柱节点-左梁 梁柱节点-右梁 梁柱节点-右梁量的大小。本文采用累计滞回耗能E和等效黏滞阻尼系数he来分析试件的耗能和图示2.7-7。试件的耗能能力还和试件在加载过程中的实际耗能相关，引入累积耗能E评价梁柱节点试件在加载过程中的实际耗能情况。试件的累积耗能EhhE/(kN*mm)E/(kN*mm) 梁柱节点-左梁 梁柱节点-右梁 梁柱节点-右梁/mm/mm 梁柱节点-左梁/mm/mm将实验中测得的梁端荷载乘以梁的长度得到梁构件端部的弯矩，再利用式（2.7-3）求得的截面平均曲率可以画出梁端弯矩-截面曲率关系曲线，用以评价M/(kN*m)M/(kN*m) 梁柱节点-左梁 梁柱节点-右梁M/(kN*m)M/(kN*m) 梁柱节点-左梁 梁柱节点-右梁Q/(10rad/mm)Q/(10rad/mm)由图可以看出，左梁的梁端弯矩-截面曲率滞回曲线比较饱满，呈现良好的梭形，耗能性能良好，根据《混凝土结构设计规范（2015版）》规定，钢筋混的机制，防止柱与节点破坏，可认为核心区采用UHPC后浇连接的形式可以使器失控较早破坏，提取破坏前数据形成梁端弯矩-截面曲率滞回曲线，实验过程有波动，但整体上基本呈线性发展，可见右梁前点试件的核心区对角线方向上布置了两个位移计，其目的是根据几何关系(如图(δ)-(δ2=(Δ1-Δ2)（2.7-4）P/kN0P/kN0P-Y曲线基本呈线性变化，剪切变形很小，表明试件节点核心区在整个加载过程 梁柱节点-核心区rad况，如图2.7-13所示。正负向加载时右梁纵筋G36测点位置处钢筋应变最大，面开裂5mm，导致右梁梁内纵筋应力无法传递到核心区。左梁梁底纵筋随平直梁梁底纵筋应力能较好的传递到核心区，且纵筋P/kNP/kN40kN0 梁柱节点-左梁上部纵筋P/kNP/kN40kN0 梁柱节点-左梁上部纵筋-20-60-90Δ-1应变片测点0-1应变片测点(a)负向加载时右梁钢筋应变(400-20-20kN-40kN-60kN-90kN 1Δ-2 2Δ-1 2Δ-2 3Δ-2应变片测点0-20-20kN-40kN-60kN-90kN 1Δ-2 2Δ-1 2Δ-2 3Δ-2应变片测点(c)负向加载时左梁钢筋应变( 梁柱节点-左梁下部纵筋-20000200040000-2000020004000P/kN梁柱节点-右梁下部纵筋(a)左梁下部纵筋荷载-应变曲线(b)左P/kN梁柱节点-右梁下部纵筋0-1000-5000P/kNP/kN0 梁柱节点-右梁上部纵筋-1500-1000-5000(a)右梁下部纵筋荷载-应变曲线(b)右试验量测了节点核心区及梁端箍筋的应变，应变片布置见图2.7-15。由图点核心区UHPC混凝土中钢纤维能承担部分剪力且可约束混凝土变形，使得箍P/kN应变片测点P/kNP/kN 梁柱节点-左梁箍筋-20kN-40kN-60kN-90kN1Δ-11Δ-22Δ-12Δ-23Δ-13Δ-2P/kN应变片测点P/kNP/kN 梁柱节点-左梁箍筋-20kN-40kN-60kN-90kN1Δ-11Δ-22Δ-12Δ-23Δ-13Δ-20 梁柱节点-核心区箍筋(a)核心区G15箍筋荷载-应变曲线(b)加载过程中核心区不同高度测点处箍筋0-400-20002004000 梁柱节点-右梁箍筋(a)左梁箍筋荷载-应变曲线(b)阶段，加载至±75kN，柱脚与底座交接面开裂；正向加载至180kN，柱右侧面缝，此时右侧柱脚混凝土有轻微的压酥现象。±3△y时，斜裂缝均继续向斜下且纵筋明显鼓曲；±8△y时整个柱底混凝土均大面积剥落、压溃，纵筋鼓曲明(e)现浇柱左侧混凝土脱落，纵筋鼓曲，箍筋外崩为保试件安全，保守取现浇柱临近屈服时荷载260kN作为此装配柱的名义屈服裂缝产生与发展；±5△y第二次循环时，基本不再产生新裂缝，原碎滞回特性是指试件在往返荷载作用下所表现的变形特性。P/kNP/kNP/kN400P/kNP/kNP/kN40005004003002000-200-300-400-500柱基节点(装配）柱基节点(现浇）柱基节点(现浇）00020406080020406080100Δ/mm400柱基节点（装配）柱基节点（装配）柱基节点（现浇）-100-80-60-40-20020与屈服位移之比。极限位移、极限荷载取试验过程中荷载下降至峰值荷载85%P/kN+F-Fii-XK=i+P/kN+F-Fii-XK=i+Xii5555400 柱基节点（装配） 柱基节点（现浇）.-1..++Ki/(kN/mm)400Ki/(kN/mm)400 柱基节点（装配） 柱基节点（现浇）040040Δ/mm量的大小。采用等效黏滞阻尼系数he来分析试件的耗能能力，等效黏滞阻尼系数反映了试件滞回环的饱满程度，其计算方法hh 柱基节点（装配） 柱基节点（现浇）0通过在柱背面两侧设置位移计测得试件在低周反复荷载作用下柱脚抬升位移，其抬升位移随荷载变化趋势见图2.7-26。由图可知1）现浇柱5号位移基本一致3）试件前期处于弹性阶段，抬升量滞回曲线呈线性，后期随