不同軸壓比RCS梁柱組合件抗震性能分析

(華僑大學土木工程學院，福建廈門，361021)

鋼筋混凝土柱-鋼梁(RCS)組合框架結構具有優異的抗震性能，受到國內外學者的廣泛關注，其中梁柱節點是形成結構整體的關鍵部件，但在地震作用下節點受力復雜，極易發生剪切脆性破壞。為解決混凝土柱-鋼梁混合框架結構節點處連接問題，國內外學者針對RCS 節點提出不同的構造形式，并進行了大量試驗。李賢等[1]提出了一種新型端板高強螺栓連接的狗骨式削弱鋼梁-鋼筋混凝土柱節點，并采用擬靜力試驗證明了此種形式可有效提高節點的剛度與延性；馬輝等[2]對型鋼再生混凝土柱-鋼梁組合框架邊節點進行擬靜力試驗，以軸壓比為參數定量分析各項抗震指標，證明了該邊節點在不同參數下具有較好的抗震性能；門進杰等[3]在RCS節點處將鋼梁翼緣切除，并將腹板貫通混凝土柱，對此種構造形式的節點進行擬靜力試驗，發現此種構造形式可加強內外混凝土強度，有效提高節點受剪承載力和延性；馬宏偉等[4]提出一種梁貫通式的蜂窩組合梁-復合螺旋箍混凝土柱節點，并進行循環加載試驗，發現此種節點形式在延性和耗能方面性能優異；KHALOO等[5]以不同形式的剛性面板與剪切鍵組合，將鋼梁與混凝土柱在節點處連接，并通過擬靜力試驗發現剛性面板及剪切鍵可有效減少節點處的剪切變形，提高節點抗剪能力；DELIMA 等[6]通過擴展RCS 節點處的端板接頭，對不同參數下的RCS 組合件進行了擬靜力試驗，發現適當拓展端板接頭，可有效提高RCS 組合件的抗震性能；BAKHSHAYESH等[7]通過搭接板將鋼梁與RC柱在節點處連接，發現此種構造形式可大幅增強組合件的整體性，有效提高其耗能能力。以上這些構造形式雖能一定程度上提高RCS 組合件的抗震性能，但沒有具體考慮部件制作、施工操作等成本，嚴重制約著RCS混合框架結構在實際工程的應用。

鑒于此，本文作者按“強柱弱梁、強節點弱構件”的設計原則，將節點區域復合焊接環式箍筋改為由鋼板箍約束，操作簡單，降低了設計難度，且鋼板箍不僅能有效約束節點處的核心混凝土，提高節點區域的抗剪能力，而且可使節點處形成一個鋼質耗能區，大幅提高節點的抗震性能，滿足規范的設計要求。同時考慮到在地震作用下，RCS組合結構自身的豎向荷載所引起的二階效應，往往是結構抗震不可忽略的因素，因此，有必要深入研究軸壓比對此種節點構造形式的RCS 梁柱組合件抗震性能的影響，以便于本文研究的RCS梁柱組合件在工程中的應用。本次試驗設計了6個比例為1/2 的蜂窩鋼梁-RC 柱組合件，并通過ABAQUS 有限元軟件進行擴大參數分析，更準確地研究軸壓比對其各項抗震指標的影響規律。

1 試驗簡介

1.1 試驗設計與制作

根據文獻[8]，試驗共設計6 個1/2 縮尺模型的RCS組合件，RC柱上下反彎點距離為1.8 m，蜂窩鋼梁反彎點相距2.4 m，組合件分別命名為RCS-N1，RCS-N2，RCS-N3，RCS-N4，RCS-N5 和RCS-N6，試驗軸壓比設計參數見表1。試件中柱的截面長×寬為200 mm×200 mm，外伸端板長×寬×高分別為300 mm×20 mm×35 mm，蜂窩鋼梁的梁高為165 mm，腹板厚度為10 mm，翼緣長為125 mm，厚度為10 mm。

表1 試驗設計參數表Table 1 Experimental design parameters

鋼板箍作為組合件的核心部件，其尺寸設計應考慮節點處的彎矩和剪力。設計時首先進行節點處的正截面承載力和抗剪承載力驗算，分別計算出鋼板箍的最小厚度，取兩者較大值為鋼板箍的厚度；同時根據連接范圍內彎矩和剪力的分布確定鋼板箍高度。根據計算結果，確定的鋼板箍具體參數如下：截面長×寬為200 mm×200 mm，壁厚為8 mm，高度與外伸端板均為350 mm。

本試驗中RC柱節點區域采用鋼板箍以代替復合環式箍筋，并在鋼板箍上下各200 mm 的范圍內，對RC 柱箍筋進行加密，具體如圖1所示。鋼梁與RC柱之間采用10.9級M20高強螺栓連接，防止在循環荷載作用下螺栓過早屈服，出現較大殘余變形，影響試驗結果。節點處的具體連接形式如圖2所示。

制作模型具體步驟為：

1)首先將RC柱縱筋焊接于柱底的鋼板上，綁扎箍筋，然后將鋼板箍套入試件設計時相應位置并在對應的孔洞上插入栓桿，形成完整的鋼筋骨架；

2)澆筑混凝土柱，經養護達到規定強度后拆模；

3)將端板移動至設計位置后焊接上鋼梁，在從端板伸出的栓桿上套上螺帽，施加預緊力，為防止節點處各部件由于連接不牢而產生滑移，同時最大程度利用螺栓強度，通過計算[9]，將預緊力設為150 kN。

1.2 材性測試

試驗擬配強度等級為C60的混凝土。在每次澆筑的同時，制作3個長×寬×高為150 mm×150 mm×150 mm的立方體混凝土標準試塊，經標準養護后，測得的RCS-N1，RCS-N2，PRCC-3，RCS-N4，RCS-N5 和RCS-N6 試件平均混凝土抗壓強度fcuk分比 為65.8，66.1，63.8，65.8，66.1 和63.8 MPa。試驗所用鋼材均采用Q345 鋼，鋼筋則采用HRB400 熱軋鋼筋，兩者材性測試結果如表2所示。

圖1 試件構造及配筋Fig.1 Specimen structure and reinforcement

圖2 節點處連接構造Fig.2 Connection structure at node

表2 鋼材的力學性能Table 2 mechanical properties of steel

1.3 加載裝置及加載制度

為保證柱豎向荷載在試驗過程中穩定，試驗通過可隨上部小車滑動的千斤頂施加軸力，并在其前端配置球鉸，允許柱頂轉動，同時在上柱端施加水平位移，這些設置可有效模擬地震作用下組合件實際受力狀態。鋼梁端部與設有軸承的梁端拉壓桿連接，試件可以左右移動。加載裝置如圖3所示。由圖3可見：通過MTS作動頭在柱頂施加水平位移，控制水平力，并按照文獻[8]確定位移加載制度。試件屈服前，對每一級位移角進行一次循環；當從MTS 顯示屏上觀察到某一級滯回環明顯增大時，可判斷此位移角下試件已屈服，屈服后的位移角進行3次循環，具體加載制度如表3。當組合件水平荷載衰減至最大水平荷載的85%時，終止試驗。

圖3 加載裝置Fig.3 Loading device

表3 加載制度Table 3 Loading program

1.4 測試內容及測點布置

試件測試內容主要包括：柱頂加載點與柱底的水平位移；梁端的彎曲變形、節點區的剪切變形以及鋼梁與RC 柱的連接變形；RC 柱縱筋、箍筋、鋼梁端部上翼緣、腹板以及鋼板箍的應變。測試裝置及測點布置如圖4所示。

2 試驗現象及破壞形態

2.1 試驗現象

當試件RCS-N1，RCS-N2，RCS-N3和RCS-N6位移分別達到12.0，17.7，18.0 和11.9 mm 時，鋼板箍下部150 mm區域內混凝土開裂，開裂荷載分別為54.9，68.0，69.0和53.8 kN，當繼續加載至位移角(幅值)1/75(24.0 mm)時，試件中RC 柱側裂縫增多并開始向內發展，此外，柱端也開始出現剪切斜裂縫，滯回環較前幾次明顯變大，此時試件都已屈服，屈服荷載分別為76.0，78.6，84.2 和72.2 kN。隨著加載位移不斷增大，在加載至位移角(幅值)1/35(51.4 mm)時，試件都已達到峰值荷載，分別為101.8，101.3，103.3 和96.2 kN，當位移分別加載至105.9，100.8，96.7和106.0 mm，此時荷載下降至峰值荷載的85%，分別為83.9，81.3，80.9 和82.2 kN，試件達到極限狀態，鋼梁蜂窩孔洞開裂嚴重，不宜繼續加載，停止試驗。試件破壞形態如圖5所示。

當試件RCS-N4 和RCS-N5 位移分別達到17.8和17.7 mm 時，節點核心區下方出現第1 條裂縫，開裂荷載分別為62.0 kN 和61.1 kN，當位移角(幅值)1/75(24.0 mm)加載完畢后，發現滯回環明顯增大，此時鋼梁已經屈服，屈服荷載分別為86.2 kN和82.5 kN。隨著繼續加載，當加載位移分別為36.0 mm 和51.3 mm 時，試件達到峰值荷載，分別為94.1 kN 和87.8 kN。當試驗進行至1/35(72.0 mm)位移角(幅值)的反向循環時，因焊縫突然開裂，試件RCS-N5 承載力驟降至63.0 kN，可判定試件破壞，遂終止加載，同樣試件RCS-N4在正向加載至80.0 mm 時，承載力驟降至64.0 kN，已達到峰值荷載的65%，無法繼續承載，停止試驗。兩者都是由于蜂窩鋼梁與端板的連接焊縫斷裂導致承載力突降，屬于構造破壞。構造破壞形態如圖6所示。

圖4 測點布置Fig.4 Arrangement of measurement points

圖5 鋼梁屈曲及蜂窩洞開裂Fig.5 Steel beam buckling and honeycomb hole cracking

圖6 鋼梁與端板焊縫開裂Fig.6 Cracking of weld seam between steel beam and end plate

2.2 破壞形態分析

試件RCS-N1，RCS-N2，RCS-N3 和RCS-N6發生梁鉸破壞，試件RCS-N4 和RCS-N5 發生構造破壞，根據各試件的破壞形式分析可得：

各試件節點由于鋼板箍對核心混凝土約束較強，裂縫通常出現在節點上下區域處，且至試驗結束，斜裂縫始終沒有貫穿整個柱子截面，有效避免了普通RCS 梁柱節點的剪切脆性破壞，實現強節點的框架設計原則。

當試件發生梁鉸破壞時，承載力衰減緩慢，延性較好，充分發揮鋼梁的耗能作用，相比于梁鉸破壞，構造破壞應該是工程應用中極力避免的，一旦發生構造破壞，節點承載力快速下降，抗震性能變差。

3 有限元建模

3.1 材料本構

采用ABAQUS對試驗組合件進行有限元分析。混凝土使用塑性損傷本構模型[10]，鋼筋和高強螺栓均采用普通雙折線模型[11]。對于鋼梁來說，試驗中承受循環荷載作用，對其材性的定義需考慮隨動強化特征，故選用二折線隨動強化模型[12]。試驗材料參數取自表2和表3。

3.2 單元選取與界面處理

根據模型變形及受力特點，混凝土、高強螺栓和Q345 鋼材部件均采用C3D8R 實體單元，HRB400 鋼筋采用T3D2 桁架單元；由于本試驗組合件由多種材料組成，且在RCS 組合節點處構部件復雜交匯，因此，要有效模擬試件在反復荷載作用下(大位移、大變形并考慮損傷累積的非線性行為)的抗震性能，準確定義節點各部件之間關系是模擬的關鍵，采用面與面接觸來建立各部分之間的接觸關系，共建立5個接觸對，其中，以螺栓表面與螺帽內側面為接觸面，外伸端板孔洞與外表面為目標面，同時外伸端板內表面與鋼板箍外表面建立另一接觸對；在試驗過程中，并未發現鋼板箍與混凝土柱出現滑移分離現象，鋼板箍與柱面采用綁定關系；對于高強螺栓與混凝土柱之間，分別對內置、綁定和接觸3 種關系進行試算，發現綁定與試驗結果最相近，故采用此種方式定義兩者關系。

3.3 單元劃分與模型建立

選用試件尺寸進行仿真建模，組合件模型見圖7(a)，各部件由于孔洞存在，為保證網格質量，先對各個部件進行分區，節點區域劃分更細密，以便計算收斂。對于所有實體部件均采用掃略中性軸算法進行網格劃分，由ABAQUS 生成相應網格，網格模型見圖7(b)。

4 有限元結果驗證

為驗證有限元分析結果的正確性，以組合件RCS-N1，RCS-N2，RCS-N3 和RCS-N6 的各項參數為基礎，建立模型，從滯回曲線、骨架曲線、破壞形態和峰值荷載方面，對比數值分析與試驗結果，如圖8～9和表4所示。

由圖8可見：在循環往復加載過程中，鋼梁梁端為主要受力構件且在加載結束后發生較明顯的屈曲變形，這與試驗結果(梁鉸破壞)一致，達到了強柱弱梁的設計目標。由圖9可見：模擬的滯回曲線與試驗結果相比，剛度退化較試驗略低，分析可知鋼材本構采用較理想化的雙折線隨動強化模型，這與實際鋼材力學性能有所區別。

由圖9(e)～(h)可見：有限元計算的結果正反向荷載較對稱，而試驗曲線在反向加載時低于正向加載，可能原因為在正向加載過程中，混凝土柱受力兩側產生細微裂縫是不對稱的，由于混凝土的力學特性，受拉側混凝土裂縫更細密，在反向加載過程中，混凝土不可能完全拉壓恢復，故導致反向加載時荷載變低，而在有限元分析過程中，柱只發生損傷卻不產生裂縫，可進行完全拉壓恢復，導致有限元結果正反荷載較為一致。在彈性階段，RCS 梁柱節點試驗骨架曲線較數值模擬來說，加載初始剛度略高，可能因為有限元模擬試件上下柱端都為鉸接，而實際試驗過程中各部件摩擦的存在，柱端并不完全鉸接，表現出一定的剛接性質，導致試驗初始剛度略高。

數值模擬峰值荷載與試驗結果對比見表5，正向平均誤差為4.8%，反向平均誤差為10.6%，兩者相差不大；在骨架曲線下降段兩者強度衰減速率較一致。因此，有限元分析有較高可信度，可以反映組合件在不同參數下的抗震性能。

5 擴大參數分析

圖7 有限元模型Fig.7 Finite element model

圖8 破壞形態對比Fig.8 comparison of failure patterns

圖9 RCS組合件試驗與有限元模擬結果對比Fig.9 RCS assemblies test and finite element simulation results

表4 組合件承載力對比分析Table 4 Comparative analysis of bearing capacity of components kN

為保證試驗結果與其所得結論的準確性，針對此種新型節點形式的RCS 梁柱組合件，通過ABAQUS軟件進行擴大參數分析，以RCS-N1試件尺寸及各項材性實測結果為基礎，把軸壓比作為研究參數，分析7個有限元模型的抗震性能，組合件參數見表5。組合件模型不存在焊接質量及其他初始缺陷問題，為保證破壞荷載能夠達到峰值荷載強度85%，采用位移控制加載制度，將加載級數增大，在現有試驗加載位移角之后，再添加1/15(120 mm)位移角(幅值)，但為保持與試驗一致，滯回曲線仍取前10級加載。

表5 模型設計參數Table 5 Model design parameters

6 抗震性能分析

6.1 滯回曲線

圖10所示為有限元分析RCS 組合件滯回曲線，圖11所示為試驗RCS 組合件滯回曲線，由圖10和11可見：

圖10 有限元分析RCS組合件滯回曲線Fig.10 Finite element analysis of hysteresis curve of RCS assemblies

圖11 試驗RCS組合件滯回曲線Fig.11 Hysteresis curve of test RCS assemblies

1)試件未屈服前，加載與卸載段較為平直，滯回環面積較小，表現較為規則的四邊形。試件屈服后，荷載位移曲線開始呈非線性變化，滯回環面積增大，但強度沒有明顯降低，而剛度退化幅度較大，說明梁鉸機制形成，鋼梁成為主要受力部件，又因為其良好的耗能能力，導致組合件的滯回曲線十分豐滿。

2)對于發生梁鉸破壞的試件RCS-N1，RCS-N2，RCS-N3 和RCS-N6 來說，當軸壓比增大時，組合件的滯回曲線愈加豐滿，原因可能為較高的軸壓比限制柱的裂縫開展，減小混凝土柱的損傷，而且高軸壓比提高了高強螺栓和鋼板箍與柱子的摩擦力，節點區域變得更為剛性，減小滑移，導致滯回曲線表現出更為豐滿的梭形。

發生梁鉸破壞的試件，其具有十分飽滿的滯回曲線，其在延性和耗能等抗震指標上均優于發生構造破壞的試件，鋼梁的塑性變形能力得到了充分發揮。

在有限元計算初期，加載與卸載段大致重合，滯回環呈尖梭形；但在試件屈服后，曲線開始偏向位移軸，滯回環增大明顯，耗能增強，這與試驗結果變化歷程一致。總體來說6個構件滯回曲線均呈紡錘形，且軸壓比越大，滯回曲線越飽滿。

圖10和圖11相比，兩者滯回曲線存在一定的特征差異，除軸壓比影響外，另一部分原因可能為在試驗中，橫向固定栓桿與混凝土孔洞存在著相互作用，在低周反復加載過程中，孔洞處出現一定的應力集中，此處混凝土損傷嚴重，導致螺栓不能穩定固定在設計位置，存在著一定的滑移，引起試驗滯回曲線有一定程度的捏縮與傾斜，而有限元建模時各部件位置較準確，計算過程中由于栓桿與柱之間采用“Tie”命令耦合在一起，節點處各部件協同性較好。

6.2 骨架曲線

圖12所示為試驗組合件骨架曲線和有限元分析組合件骨架曲線。從圖12(a)可知：對于試件RCS-N1，RCS-N2，RCS-N3 和RCS-N6，由于形成梁鉸受力機制，在峰值荷載之后，強度衰減較慢，沒有出現突然的荷載下降，抗震性能優于發生構造破壞的RCS-N4和RCS-N5。當軸壓比由0.40增加至0.45 時，構件的峰值荷載由RCS-N6 的96.22 KN 變為RCS-N1 的101.79 KN，但隨著軸壓比繼續增大，RCS-N1，RCS-N2和RCS-N3的峰值荷載分別為101.79，102.29 和103.17KN，增幅較小，說明增大軸壓比有助于構件的承載力的提高，但影響程度逐漸減弱；分析試件RCS-N1，RCS-N2，RCS-N3和RCS-N6可知，軸壓比越高，試件承載力衰減越快。

由圖12(b)可知：在彈性階段，RCS-N7～RCS-N13 骨架曲線基本一致；在強化階段開始出現較為明顯的分化，當軸壓比增大時，屈服點與峰值點的連線斜率下降，水平力增長變緩，RCS-N7峰值荷載為96.96 KN，而RCS-N13 峰值荷載為89.45KN。因此，在高軸壓比下，隨著軸壓比增加，節點極限承載力略有降低；在峰值荷載過后，骨架曲線下降變快。

6.3 剛度退化

采用環線剛度K表示剛度退化特性，其表達式為

式中：Fi為i級位移角3 次循環對應的最大水平荷載；Δi為i級位移角3次循環最大荷載所對應位移。

按式(1)確定的RCS 組合件剛度退化曲線見圖13，根據圖13可知：

1)各個試件初始剛度在5.52～6.93，加載結束時，剛度下降至1.03～1.22，各試件剛度退化明顯。

2)對于梁鉸破壞的試件，在加載初期，軸壓比大的構件具有較大初始剛度，但在組合件屈服之后，剛度退化曲線出現差異，表現為軸壓比越大，剛度退化速率越快，但總體上，在試件屈服后，所有試件剛度退化均緩慢，說明在加載后期，蜂窩鋼梁開始成為主要受力部件，導致試件表現出良好的抗震性能。

圖12 RCS組合件骨架曲線Fig.12 Skeleton curve of RCS assemblies

3)對于梁鉸破壞的試件(如RCS-N1，RCS-N2，RCS-N3 和RCS-N6)來說，在加載過程中組合件整體剛度都大于發生構造破壞的試件(RCS-N4 和RCS-N5)的剛度，且試件若發生構造破壞，其剛度退化速率大于梁鉸破壞的試件。

圖13 各試件剛度退化曲線Fig.13 Stiffness degradation curve of each specimen

6.4 延性

采用位移延性系數u定量分析軸壓比對試件延性的影響。

式中：Δu為極限位移，取最大水平力下降到85%時對應的位移；Δy為屈服位移，各構件的屈服位移采用等能量法[13]確定，具體計算方法如圖14所示，將試驗與有限元計算結果整理見表6和表7。

由表6可知：對于梁鉸破壞的試件，隨著軸壓比提高，試件RCS-N6 的延性由5.25 降低到RCS-N3 的4.11，延性降低21.7%，說明軸壓比越高，構件的延性越低，而且根據文獻[14-15]，其延性普遍在2～4 之間，而本試驗組合件延性都不低于4，說明鋼板箍可有效提高節點耗能性能，大幅度降低節點核心區混凝土的損傷，增加其延性。分析表6可發現，高軸壓比可有效延緩組合件開裂；對于構造破壞來說，由于焊縫斷裂，未能充分利用鋼梁的塑性變形能力，試件過早進入極限狀態，工程中應對焊縫質量提出較高要求，避免出現構造破壞。

圖14 能量等值法Fig.14 Energy equivalence method

對數值模擬結果分析可知，在高軸壓比下，組合件的層間位移角仍可達到1/22 以上。一般來說，鋼梁-混凝土柱組合件層間位移角為1/30～1/20[16-17]，說明此種組合件抗傾覆能力強，具有良好的抗震性能。在利用有限元分析中排除試驗中各種干擾因素后可知，隨著軸壓比增大，組合件延性從RCS-N7 的3.24 變為RCS-N9 的2.64，延性降低，與試驗結論一致。

6.5 耗能能力

采用等效黏滯系數he[18]定量分析在低周往復荷載作用下，軸壓比對組合件耗能能力的影響，等效黏滯系數he計算簡圖如圖15所示，表達式如下

式中：SEBF和SFDE之和表示某一加載級數下的滯回環面積，是組合件加載所需消耗的能量；SOBC和SODA表示某一加載級數下滯回環所對應的等效彈性結構，在正負方向加載所需消耗的能量。

表6 試驗RCS組合件骨架曲線特征點及延性系數Table 6 Characteristic points and ductility coefficient of skeleton curve of test RCS assemblies

表7 有限元分析RCS組合件骨架曲線特征點計算結果Table.7 Finite element analysis of characteristic points of skeleton curve of RCS assemblies

圖15 等效黏滯阻尼系數的計算Fig.15 Calculative of equivalent viscous damping coefficient

選取各個試件屈服后的位移角(幅值)1/50(36.0 mm)，1/35(51.4 mm)，1/25(78.0 mm)和1/20(90.0 mm)下的滯回環面積計算相應的等效黏滯系數，構造破壞的組合件計算結果見表8，梁鉸破壞的組合件及數值模擬結果如圖16所示。

由圖16(a)可知：對于梁鉸破壞的組合件RCS-N1，RCS-N2，RCS-N3 和RCS-N6 來說，當軸壓比從0.40 提高到0.65，組合件早期等效黏滯系數降低，但隨著加載，軸壓比大的組合件，等效黏滯系數增長較快，耗能能力有著顯著增強，至加載結束，最大等效黏滯系數由0.474 提高到0.538，增大13.5%，這是因為在屈服早期，組合件耗能主要由柱端混凝土與鋼梁共同承擔，高軸壓比下限制柱子裂縫開展，導致其塑性降低，引起彈性應變占比較大，但隨著加載位移逐漸增大，梁鉸機制的完全形成，鋼材塑性應變占比變大，而高軸壓比又引起節點區域連接緊密，減少節點區域各部件滑移，導致組合件耗能能力又顯著增強。總的來說，軸壓比升高，組合件早期耗能能力減弱，但隨著加載，耗能能力增強。

表8 構造破壞試驗RCS組合件等效黏滯系數heTable 8 Equivalent viscous coefficient he of structural failure test RCS assemblies

一般鋼梁-RC 柱組合件最大等效黏滯系數為0.25～0.35[19-20]，本文組合件采用的節點形式在發生正常的梁鉸破環時，最大等效黏滯系數可達到0.47，耗能能力增長34.3%以上，表明本文RCS梁柱組合件抗震性能優異。此類組合件若發生構造破壞，耗能能力則將發生大幅度下降，抗震性能變差。

圖16 RCS組合件等效黏滯系數Fig.16 Equivalent viscous coefficient of RCS assemblies

由圖16(b)可知：高軸壓比下，組合件剛達到屈服時，等效黏滯系數都在0.34 左右，但隨著加載位移角增大，鋼梁進入塑性發展階段，組合件耗能能力快速增加，同時不同軸壓比下各個組合件耗能能力出現明顯差異，直至加載結束，RCS-N7和RCS-N13 最大等效黏滯系數分別為0.558 和0.632，可見隨著軸壓比增加，組合件耗能能力增強。

7 結論

1)以鋼板箍約束節點核心混凝土的新型RCS組合件為基礎，建立的有限元模型能夠較好體現出其在循環往復荷載作用下的受力特點。

2)組合件的節點破壞形態符合“強柱弱梁、強節點弱構”的抗震設計原則，各項抗震指標表現良好，表明此種組合件節點形式有較好的受力性能。工程中應對節點處焊縫質量提出嚴格要求，避免出現構造破壞。

3)軸壓比對此種梁柱節點抗震性能有著較為顯著的影響。隨著軸壓比提高，構件滯回環變得豐滿，延性降低，剛度退化速率加快，耗能能力有所提高。在一定范圍內，較低軸壓比有利于水平承載力的提高，但在高軸壓比下，軸壓比越大，水平承載力略有下降。