装配式梁柱节点通过后浇核心区混凝土实现预制梁柱的连接，节点整体性好，兼备现浇结构和预制结构的优点，也称装配整体式节点，是工程和相关规范^[1]中推荐的装配式框架预制梁柱连接方式.装配整体式边节点的梁纵筋锚固在后浇核心区内，往复荷载作用下，梁顶、梁底纵筋反复拉压，一旦锚固失效，节点可能丧失承载能力，因此梁纵筋在核心区可靠锚固是保证节点抗震能力的前提.现浇结构中，当核心区尺寸较小、梁纵筋不能直线锚固时，梁顶、梁底纵筋若采用90°弯折锚固，将导致核心区钢筋密集、浇筑混凝土困难.为解决核心区钢筋密集问题，国内外学者提出了钢筋锚固板锚固，并进行了大量研究.带锚固板的钢筋拉拔试验^[2-4]表明，钢筋锚固性能良好，当相对承压面积(锚固板承压面积与锚固钢筋截面积的比值)为4.5时，钢筋埋入长度0.4l_ab(l_ab为基本锚固长度)即可实现与90°弯折锚固相同或更好的锚固效果.现浇梁柱边节点对比试验^[5-10]表明，梁受力纵筋采用锚固板锚固的边节点，其抗震性能与90°弯折锚固的边节点相当；当轴压比和剪压比较高时，应将锚固板布置于柱纵筋外侧，以获得较好的后期性能.

参照现浇边节点的构造措施，国内外学者对多种形式的装配整体式边节点进行了试验研究.Ertas等^[11]对后浇核心区进行了试验研究，上、下层柱整体预制，预制柱在核心区纵筋连续、混凝土断开，预制梁伸出U形钢筋锚固于后浇核心区，结果表明，梁端弯曲破坏的节点抗震性能与现浇节点相近.Blandon等^[12]对一榀两层装配整体式框架进行了试验研究，边节点梁底纵筋90°弯折锚固于后浇核心区，直线段长度8d(中国规范对采用C40混凝土和HRB400钢筋的一、二级抗震结构，该长度取为0.4l_abE=13.2d，l_abE为受拉钢筋抗震基本锚固长度，d为钢筋直径)，试验过程中，梁底纵筋出现滑移，接近破坏时才受拉屈服，认为该构造不能保证梁底纵筋锚固，不宜用于抗震框架.薛伟辰等^[13-15]对叠合梁-现浇柱后浇核心区边节点进行了试验，梁纵筋采用锚固板锚固于后浇核心区，结果表明，梁端弯曲破坏的装配式节点承载力、延性与梁纵筋90°弯折锚固的现浇节点基本相同.文献[16-18]对叠合梁-预制柱后浇核心区边节点进行了试验，柱纵筋采用套筒灌浆连接，梁纵筋在柱纵筋外采用锚固板锚固，梁端弯曲破坏的装配式节点的主要抗震性能指标与现浇节点基本接近，梁纵筋锚固可靠.

已有研究中，锚固板锚固后浇核心区边节点的试验剪压比较小，节点破坏模式均为梁端弯曲破坏^[13-18]，对核心区剪切破坏后梁纵筋的锚固性能研究较少；同时，柱多为现浇^[13-15]、或上下层整体预制^[11]、或上下层预制柱套筒灌浆连接^[16-18].本文通过2个试件的拟静力试验，研究预制柱纵筋套筒挤压连接^[19]、梁纵筋锚固板锚固的不同破坏形态的装配整体式叠合梁-预制柱边节点的抗震性能.

1 试验概况 1.1 试件设计

2个边节点试件的编号分别为PEJ1、PEJ2，分别按核心区剪切破坏和梁端弯曲破坏设计.试件的主要设计参数见表 1，几何尺寸及构造见图 1.2个试件的几何尺寸相同，柱截面尺寸均为330 mm×380 mm，纵筋配筋为820；梁截面尺寸为290 mm×400 mm (宽×高)，上下对称配筋.试件的上、下层柱为预制，上层柱底设置后浇段，核心区及梁叠合层为后浇，上、下层预制柱纵筋在上层柱的后浇段内套筒挤压连接；叠合梁梁底纵筋、梁顶纵筋伸至后浇核心区柱纵筋外侧，采用穿孔塞焊锚固板锚固，锚固长度(表 1)均大于0.4l_abE；预制梁顶面构造纵筋伸入核心区15d，与现浇结构相同.通过后浇核心区、梁叠合层及上柱后浇段的混凝土，实现叠合梁与预制柱的整体式连接.

1.2 材料强度

试件混凝土分预制梁柱、梁叠合层及核心区、上柱后浇段3个批次浇筑，每次浇筑混凝土时预留3个150 mm × 150 mm × 150 mm立方体试块，试验当天实测其抗压强度，得到混凝土立方体抗压强度平均值(即实测值)f_{cu, m}，结果列于表 2.

梁柱纵筋、箍筋均采用HRB400钢筋，钢筋强度实测值见表 3，表中屈服应变ε_y=f_y/E_s，E_s为钢筋的弹性模量，E_s=2.0×10⁵ N/mm².

1.3 加载及量测方案

节点试件按核心区剪切破坏和梁端弯曲破坏设计，不会出现柱端破坏，故采用梁端加载方式，即在柱顶施加恒定轴压力，梁端施加往复竖向力，试件的内力状态与水平力施加在柱顶基本一致.试验加载装置见图 2，上、下柱端铰接.

试验时，首先在上柱柱顶施加轴压力N并保持其恒定，然后在梁悬臂端施加往复竖向力(后文称为“梁端竖向力”).为避免试件发生柱破坏，柱的轴压比设计值取为0.61，小于二级框架柱轴压比限值.施加在柱顶的轴压力N=n_df_cA/1.25，n_d为设计轴压比，f_c为核心区混凝土轴心抗压强度设计值，由混凝土立方体抗压强度标准值f_{cu, k}根据《混规》得到，A为柱截面面积.N列于表 2，表 2还列出了轴压比试验值n_t，n_t=N/(0.76f_{cu, m}A).

试验前，根据材料实测强度和试件预期的破坏形态，按《混规》计算试件梁的固端屈服弯矩，并换算为预测的梁端屈服竖向力P_y.施加的梁端竖向力不大于P_y时按力控制，大于P_y时按梁悬臂端竖向位移(后文称为“梁端竖向位移”)控制.力控制阶段，梁端的竖向力分0.50P_y、0.75P_y两级施加，每级荷载循环一次.梁端竖向力P_b及竖向位移Δ_b以向下为正.取0.75P_y对应的梁端竖向位移平均值为0.75Δ_y，由此得到Δ_y，试件PEJ1和PEJ2分别为16 mm和12.5 mm.位移控制阶段，按梁端竖向位移为1Δ_y、2Δ_y、3Δ_y、4Δ_y、5Δ_y……逐级加载，每级位移循环两次，直至梁端竖向力下降至其峰值的85%以下.量测内容包括：柱顶轴压力、梁端竖向力、位移和钢筋应变.采用安装在千斤顶与试件之间力传感器量测施加的力.位移测点见图 2，采用该位移量测系统可得出核心区、梁、柱各自的变形.

2 试验现象及破坏形态 2.1 试件PEJ1

试件PEJ1按“强构件弱核心区”设计.0.5P_y(P_y=218 kN)级，梁与柱连接的一端(后文称为“梁固端”)受拉侧出现多条细而密的竖向弯曲裂缝，核心区角部出现一条细小的斜裂缝.0.75P_y级，梁固端上下弯曲裂缝基本贯通，部分弯曲裂缝发展为斜裂缝；核心区斜裂缝有所发展，但主要集中在靠近梁一侧.1Δ_y级，核心区出现“X”形分布的斜裂缝，裂缝最大宽度约为0.02 mm.

2Δ_y级，梁端竖向力达到峰值.核心区出现多条交叉斜裂缝，将核心区分割成若干菱形小块，形成贯通核心区的“X”形主斜裂缝；梁固端上下第一条弯曲裂缝均位于梁与核心区交界处，加载过程中该裂缝明显张开，宽度最大约2 mm，叠合梁新旧混凝土竖向结合面未见开裂.

3Δ_y级，核心区斜裂缝进一步发展，核心区中心保护层混凝土起皮脱落，核心区以“X”形主斜裂缝为界限分割成3块随周边梁、柱变形；梁固端上部混凝土轻微压溃，梁裂缝基本出齐，上、下1/4h_b(h_b为梁截面高度)范围内以竖向弯曲裂缝为主，截面中心1/2h_b范围内以交叉斜裂缝为主.

4Δ_y级，核心区斜裂缝宽度加大，核心区混凝土大块剥落；上柱底部后浇混凝土外侧角部开裂脱落.4Δ_y级第2循环加载过程中，核心区无梁一侧混凝土受核心区上、下块体的反复挤压脱落，梁顶、梁底纵筋端头锚固板外露，但与内侧混凝土粘结完好，未出现锚固失效；核心区混凝土破坏由保护层向内发展，原来由混凝土承担的柱轴压力转移至柱纵筋，随着混凝土压缩变形增加，柱纵筋压屈，核心区箍筋135°弯钩拉开，柱轴压力已不能维持，正、反向梁端竖向力分别下降至峰值的77%、80%，结束试验.

2.2 试件PEJ2

试件PEJ2按“梁端弯曲破坏”设计.0.5P_y(P_y=137 kN)级，梁固端受拉侧出现多条细而密的竖向弯曲裂缝.0.75P_y级，梁弯曲裂缝向悬臂端发展，多条裂缝上下贯通；核心区无可见裂缝.1Δ_y级，梁弯曲裂缝基本出齐，间距约100 mm；核心区出现两条细小斜裂缝.2Δ_y级，梁固端300 mm范围内弯曲裂缝发展为斜裂缝，弯曲裂缝最大宽度约为2.5 mm；核心区斜裂缝轻微发展.3Δ_y级，梁大部分裂缝上下贯通，固端顶面、底面保护层混凝土起皮；核心区斜裂缝不再发展.4Δ_y级，正向加载梁端竖向力达到峰值，梁与核心区结合面裂缝张开约4 mm，预制梁与核心区间60 mm宽的后浇混凝土压溃，梁固端200 mm (1/2h_b)范围内出现两条交叉斜裂缝.5Δ_y级，反向加载梁端竖向力达到峰值，梁根部200 mm范围内交叉斜裂缝加宽，混凝土被分割为多个块体，固端上下混凝土压溃脱落，梁纵筋压屈，纵筋、箍筋外露.6Δ_y级，梁固端200 mm范围内混凝土破坏严重，正、反向梁端竖向力分别下降至峰值的79%、66%，结束试验.

试件PEJ1、PEJ2不同梁端竖向位移时的裂缝分布见图 3.由图 3可见，试件PEJ1的破坏形态为核心区剪切破坏，梁弯曲裂缝有所发展；试件PEJ2的破坏形态为梁端弯曲破坏、形成塑性铰，破坏主要发生在梁固端200 mm (1/2h_b)范围内.两个试件均实现了预期的破坏模式.

3 试验结果及分析 3.1 滞回曲线及骨架线

梁端加载模式的边节点受力简图见图 4，梁端竖向力产生的弯矩由固定柱的滚轴铰给柱的一对反力平衡，则柱顶等效水平力V_c、柱顶等效位移Δ_c和等效层间位移角θ可由下式计算得到：

$ {V_{\rm{c}}} = {P_{\rm{b}}} \times \frac{{{l_{\rm{b}}}}}{{{l_{\rm{c}}}}}, $

(1)

$ {\mathit{\Delta }_{\rm{c}}} = \frac{{{\mathit{\Delta }_{\rm{b}}}}}{{{l_{\rm{b}}}}} \times {l_{\rm{c}}}, $

(2)

$ \theta = \frac{{{\mathit{\Delta }_{\rm{c}}}}}{{{l_{\rm{c}}}}} = \frac{{{\mathit{\Delta }_{\rm{b}}}}}{{{l_{\rm{b}}}}}. $

(3)

式中:P_b为梁端竖向力，l_c为柱上、下滚轴间的中心距，l_b为梁端加载点到柱中心线的距离，Δ_b为梁端竖向位移.本文试件l_c=2 000 mm，l_b=1 540 mm.

各试件柱顶等效水平力-柱顶等效位移(等效层间位移角)(V_c-Δ_c，V_c-θ)滞回曲线及骨架线见图 5，图中V_n定义见后文.可见，2个试件前期滞回环呈梭形，较为饱满，之后由于混凝土开裂呈现一定程度的捏拢，滞回曲线形状介于梭形和反S形之间.核心区剪切破坏试件PEJ1较梁端弯曲破坏试件PEJ2滞回曲线捏拢程度略大，峰值后骨架线下降较快.2个试件滞回曲线正向加载和反向加载基本对称，说明新旧混凝土竖向结合面对叠合梁的正向和反向受弯性能影响较小.

3.2 承载能力及变形能力

表 4列出了试件名义屈服、峰值和极限状态柱顶等效水平力V_c、柱顶等效位移Δ_c和等效层间位移角θ，名义屈服点采用能量法由试件V_c-Δ_c骨架线确定，峰值点为V_c-Δ_c骨架线的最高点，极限点为V_c下降至0.85V_{c, p}的点.表 4中，V_{n, j}、V_{n, b}分别为根据《混规》按核心区剪切破坏、梁端弯曲破坏计算得到的柱顶等效水平力，计算时，钢筋采用实测屈服强度，混凝土采用实测立方体抗压强度换算得到的轴心抗压强度(0.76f_{cu, m})，轴心抗拉强度f_t=0.395f_{cu, m}^0.55，不考虑抗震调整系数，V_n为V_{n, b}、V_{n, j}中的较小者.

由表 4可见，两种破坏形态的边节点峰值荷载(即承载力试验值)与承载力计算值的比值分别为1.30、1.26，说明可按《混规》现浇梁柱节点的相关公式，计算装配整体式梁柱边节点核心区受剪承载力和叠合梁固端受弯承载力，且有安全储备.

2个试件的等效极限层间位移角θ_u分别为1/28、1/22，均大于GB 50011-2010《建筑抗震设计规范》^[21]规定的罕遇地震下框架结构弹塑性层间位移角1/50的限值，满足抗震变形能力的要求.

3.3 刚度

试件的割线刚度可由V_c与Δ_c的比值确定，结果见表 5，表中初始割线刚度K₀为各试件0.5P_y加载级等效层间位移角为1/550时对应的割线刚度.由表 5可见，各试件不同状态的正向加载和反向加载的割线刚度基本接近.试件每级加载第1循环顶点的割线刚度K、相对割线刚度K_r与柱顶等效位移Δ_c的关系曲线见图 6，割线刚度取正、反两个加载方向的平均值，相对割线刚度K_r=K/K₀.可以看出，梁端弯曲破坏试件割线刚度前期退化较核心区剪切破坏试件快.

3.4 耗能能力

2个试件各加载级第1循环的耗能(V_c-Δ_c滞回环面积)、各级累计耗能(该级别及该级别之前V_c-Δ_c滞回环面积之和)、等效黏滞阻尼系数h_e(能力耗散系数除以2π)与Δ_c的关系曲线如图 7所示.由图 7可见，各试件的耗能随柱顶等效位移的增大而增大；屈服荷载后等效黏滞阻尼系数随柱顶等效位移的增大而增大；梁端弯曲破坏试件PEJ2的等效黏滞阻尼系数大于核心区剪切破坏试件PEJ1，具有更强的耗能能力.

3.5 钢筋应变

试件钢筋应变测点布置如图 8所示.图 9给出了2个试件正向加载时梁顶纵筋测点应变与加载级别的关系曲线.结果表明：1)核心区剪切破坏的试件PEJ1在2Δ_y级时，位于核心区外、柱边的梁纵筋应变T2屈服，核心区已形成交叉斜裂缝的3Δ_y级和梁端竖向力已下降的4Δ_y级时，T2增大不多; 2)梁端弯曲破坏试件PEJ2在1Δ_y级时，梁纵筋应变T2屈服，2Δ_y级时，应变T2达2×10^-2，钢筋严重屈服; 3)试件PEJ2在2Δ_y级时，距柱边300 mm (0.75h_b)的梁纵筋应变T3屈服; 4)2个试件核心区纵筋应变T1均未达屈服，除试件PEJ1在4Δ_y级T1应变比3Δ_y级有所减小外，其余都是随梁端竖向位移增大而增大，表明锚固板未出现锚固失效，具有很好的锚固性能.

图 10所示为2个试件各加载级第一循环正向加载达到最大位移时核心区箍筋应变分布.结果表明：1)随梁端竖向位移增大，核心区箍筋应变增大；2)核心区中截面箍筋应变(JS3)大于上下截面箍筋应变(JS1、JS2、JS4、JS5)，与核心区对角线中心位置裂缝最先开展且裂缝最宽的试验现象一致；3)1Δ_y-2Δ_y时，核心区剪切破坏试件PEJ1中截面箍筋屈服，3Δ_y时全部箍筋屈服；4)梁端弯曲破坏试件PEJ2核心区箍筋未屈服.

综合梁纵筋、核心区箍筋应变可见，核心区剪切破坏试件PEJ1核心区箍筋先于梁纵筋屈服；梁端弯曲破坏试件PEJ2梁固端300 mm (0.75h_b)范围内纵筋受拉屈服，核心区箍筋未屈服.

3.6 框架梁曲率分布

试验采用3组导杆位移计分别量测了距柱边0~200 mm、200~400 mm、400~600 mm范围内沿梁长度的相对变形，由此得到上述范围内梁的平均截面曲率如图 11所示，图中横坐标x=0为梁柱交界面.结果表明：1)2个试件距柱边0~200 mm范围内平均截面曲率远大于距柱边200~400 mm、400~600 mm范围内平均截面曲率，且随梁端竖向位移增加而增大；2)相同θ时，试件PEJ2距柱边0~200 mm范围内平均截面曲率大于试件PEJ1，且随θ增大，两者差距加大，反映了两者的破坏形态；3)试件PEJ2距柱边0~200 mm范围内平均截面曲率正向加载和反向加载基本对称，说明新旧混凝土竖向结合面对叠合梁的弯曲变形影响不大.

3.7 试件变形组成

2个试件的柱顶等效位移Δ_c由核心区剪切变形、梁变形、柱变形分别引起的柱顶位移Δ_cj、Δ_cb、Δ_cc3部分组成.由图 2中沿核心区对角线布置的导杆位移计D2、D3测得核心区剪切变形，换算得到Δ_cj；由布置在梁顶面和底面的导杆位移计D4~D9量测沿梁长度方向的变形，由此换算得到Δ_cb；由布置于上柱和下柱靠近核心区一端的水平位移计D10、D11量测柱端的水平侧移，得到柱端转角，除去核心区剪切变形得到对应的Δ_cc.将Δ_c换算为等效层间位移角θ，Δ_cj、Δ_cb及Δ_cc对θ的贡献比例如图 12所示，图中实线为正向加载，虚线为反向加载.结果表明：1)核心区剪切破坏试件PEJ1，核心区剪切变形的贡献随θ增大而增大，θ为3.5%和4%时，所占比例最大；柱变形的贡献随θ增大而减小，θ为3.5%时，所占比例不到10%；θ不大于3%时，梁变形的贡献最大占50%~60%左右.2)梁端弯曲破坏试件PEJ2，核心区剪切变形的贡献最小，不到5%；柱变形的贡献随θ增大而减小，θ为0.5%时约占50%，θ为4%时约占8%；梁变形的贡献随θ增大而增大，θ为4%时约占90%.试件各部分变形对θ的贡献比例与试件破坏过程和破坏形态基本一致.

4 结论

1)设计为核心区剪切破坏的试件，核心区箍筋先于梁纵筋屈服；设计为梁端弯曲破坏的试件，梁固端0.75倍梁高范围内纵筋受拉屈服，核心区箍筋未屈服.核心区剪切破坏试件峰值时梁变形为主，极限点时核心区剪切变形为主；梁端弯曲破坏试件梁变形为主，核心区剪切变形占总变形不到5%.2个试件均实现了预期的破坏形态.

2)核心区剪切破坏、梁端弯曲破坏试件的承载力试验值，与规范相应公式计算值的比值分别为1.30、1.26，可按规范现浇构件公式计算装配整体式边节点核心区的受剪承载力和叠合梁固端受弯承载力.

3)2个试件等效极限层间位移角分别为1/28、1/22，满足规范对框架结构弹塑性变形能力的要求.

4)2个试件柱顶等效水平力-水平位移滞回曲线以及叠合梁截面曲率分布正、反向加载基本对称，试件各状态正、反向加载的割线刚度基本接近，梁端弯曲破坏试件正、反向加载峰值柱顶等效水平力无明显差别，说明叠合梁新旧混凝土竖向结合面对叠合梁的受弯性能影响不大.

5)核心区剪切破坏试件核心区混凝土严重破坏、梁端弯曲破坏试件梁纵筋严重屈服情况下，梁纵筋锚固板均未出现锚固失效，后浇核心区装配整体式边节点的梁纵筋可采用锚固板锚固.