帶樓板梁柱強組合件抗震性能試驗研究

岳哲萌，王嘯霆，王濤

(1.中國地震局 地震工程與工程振動重點實驗室，哈爾濱 150080；2. 清華大學 土木工程系，北京 100084)

鋼筋混凝土框架結構是目前最普遍的結構形式，而節點是框架結構中傳力的樞紐，起著傳遞和分配內力及保證結構整體性的作用。在地震中，節點往往承受很大的剪力作用，極易發生剪切脆性破壞。鋼筋混凝土框架梁柱節點的試驗研究從20世紀60年代末開始，學者們對不同類型梁-柱節點的抗震性能進行了大量試驗研究。呂西林等[1]對6個RC框架梁柱組合件的抗震性能進行研究，并對塑性鉸區域的彎曲變形、剪切變形和縱向鋼筋的粘結滑移以及節點區的剪切變形所產生的側移占框架結構總側移的比例進行了分析。傅劍平等[2]將在梁端或柱端縱筋屈服后可能發生剪切失效或破壞的節點的受力特征分為斜拉型、斜壓型和斜拉-斜壓復合型3類。近年來，鋼筋混凝土框架梁柱節點依舊是工程領域研究的熱門問題。王麗萍等[3]研究了梁軸向約束效應對節點抗剪需求、抗剪承載力及損傷破壞模式的影響；Wang等[4]提出了一種采用鋼絞線提供自復位能力的新型預應力預制鋼筋混凝土梁柱節點；鄭黎君等[5]設計了一種采用預應力鋼絞線拼接的預應力框架結構并建立了彎矩與節點轉角關系的理論分析模型；Rajeev等[6]研究了梁柱節點在意外和有意沖擊荷載作用下的損傷及破壞模式；Ma等[7]對13個鋼管混凝土柱-鋼筋混凝土梁節點的抗震性能進行了試驗研究，得出了4種典型的破壞模式。

目前已有的大多數對梁柱節點的研究是為了探究節點的破壞規律，試驗體多采用“弱節點”，而實際結構設計時都是按照“強節點弱構件”來設計，如果按照這些既有試驗結果來建立節點的易損性數據庫，用以評價節點的易損性[8-9]，會將結構的損傷放大，因此，有必要對實際結構中節點的抗震性能進行研究。

空間梁-柱節點的加載方式主要有梁端加載和柱端加載兩種方案，目前對于梁-柱節點的研究多采用梁端加載的方式，梁端加載雖然節點區的受力狀態與實際結構基本一致，但未能體現重力作用下的二階效應(P-Δ效應)。包坤[10]進行了4個中間層中節點柱端加載的低周反復加載試驗，將其試驗結果與收集到的相同參數的梁柱組合試驗體采用梁端加載方式進行試驗得到的結果進行對比。結果表明，梁端加載與柱端加載兩種不同的加載方式對試驗結果確實有一定影響。為了更真實地模擬實際梁-柱節點的受力狀態，試驗采用柱端加載。

筆者進行了3個不同位置的梁-柱節點在豎向軸壓力下的低周往復試驗，探究了不同位置梁-柱節點破壞形態、承載能力、變形能力和耗能能力等。

1 試驗概況

1.1 試驗體設計

圖1所示為一棟按照《混凝土結構設計規范(2016版)》(GB 50010—2010)[11]和《建筑抗震設計規范》(GB 50011—2010)[12]設計的高層框架-剪力墻結構的平面圖，選取首層邊柱、中柱節點和頂層中節點為研究對象。原型結構采用PKPM軟件進行設計，按照2∶3的縮尺比例設計本試驗的3個梁柱組合件，分別為試驗體RCJ-1.1、RCJ-1.2和RCJ-18。

圖1 原型結構平面圖(mm)Fig.1 Plan of the prototype structure (mm)

為保證“強柱弱梁”和“強節點弱構件”，實現“梁鉸→柱鉸→彈性節點”的預期失效路徑，參考《混凝土結構設計規范》(GB 50010—2010)中第11.4.1條、11.6.2條和11.6.4條，分別采用式(1)和式(2)計算柱端彎矩放大系數ηc和節點區強節點系數γj。結果如表1所示，顯然，試驗體RCJ-1.1和RCJ-1.2顯著提高了兩個參數的設計值，而試驗體RCJ-18的強節點系數也較大。

表1 試驗體主要設計參數Table1 Main design parameters for the specimens

(1)

(2)

表2 試驗體材料特性Table 2 Material properties

1.2 加載方案

全部試驗在中國地震局工程力學研究所恢先地震工程綜合實驗室進行，試驗加載裝置如圖3所示。試驗體固定在反力地板上，梁端采用鉸接方式與反力地板連接，設置兩組面外約束支架限制試驗體的面外變形。柱頂加載端分別連接豎向、水平向2臺液壓千斤頂，其中，豎向千斤頂與加載框架采用隨動滑板連接。

圖2 試驗體RCJ-1.1尺寸和配筋圖(mm)Fig.2 Dimensions and reinforcement details for specimen RCJ-1.1 (mm)

圖3 試驗體加載裝置Fig.3 Test set-up

先施加豎向荷載至預定值并保持恒定，然后進行水平向低周往復加載。水平加載采用位移控制，控制點位于梁頂。參考FEMA461[13]提供的方法確定試驗的層間位移角幅值依次為1/800、1/550、1/300、1/200、1/140、1/100、1/70、1/50、1/30、1/20，每級荷載循環兩次。發生不適于繼續加載的損傷或荷載下降至最大荷載的85%以下時，停止加載。

1.3 測量方案

試驗各測點的位置如圖4所示，主要包括：1)梁、柱及基礎的絕對位移；2)梁端、柱端及節點區的彎曲、剪切變形；3)梁端、柱端主要縱向鋼筋的應變；4)梁端、柱端及節點區主要箍筋的應變。

圖4 試驗體RCJ1.1測點布置(mm)Fig.4 Instrumentation of the RCJ-1.1(mm)

2 試驗過程及現象

試驗體RCJ-1.1加載至層間位移角θ=1/800時，梁端出現細微裂縫。θ=1/550時，梁端1.0hb范圍內出現明顯的彎曲裂縫，最大寬度0.2 mm；同時，首層柱底1.0hc范圍內出現彎曲裂縫。θ=1/140時，梁端出現剪切斜裂縫。θ=1/70時，梁端通縫形成。θ=1/50時，柱底出現剪切斜裂縫，裂縫基本出齊。θ=1/30時，梁端張開明顯，角部混凝土壓潰，可見部分鋼筋；柱腳混凝土部分壓潰。θ=1/20時，短跨梁底主筋斷裂，柱腳壓潰區域擴大，承載力下降至峰值的85%以下，試驗終止。試驗體RCJ-1.1最終破壞如圖5(a)所示，為典型的梁端彎曲破壞模式，節點區未出現明顯裂縫。最終破壞形態顯示，無論長短跨，梁上裂縫集中于2.0hb范圍內，以彎曲裂縫為主；而首層柱底裂縫集中于2.0hc范圍內，1.0hc范圍內出現了明顯的交叉斜裂縫，并出現約25%的混凝土保護層剝落和壓潰。

試驗體RCJ-1.2的損傷與試驗體RCJ-1.1相似，如圖5(b)所示。不同點在于：1)θ=1/140時，短跨梁上翼緣發展出的斜裂縫數量明顯多于RCJ-1.2，且分布范圍也更廣；2)柱底損傷程度明顯降低，試驗終止時，僅在1.0hc范圍內形成一條水平通縫和一條斜裂縫。

頂層節點試驗體RCJ-18首先在梁、柱中出現較多的彎曲裂縫，層間位移角θ達到1/100后，節點區陸續出現剪切斜裂縫。層間位移角θ達到1/50后，梁上出現明顯的剪切斜裂縫。由于加載裝置空間限制，未加載至承載力下降即終止加載，試驗體最終破壞形態如圖5(c)。

圖5 試驗體試驗破壞形態Fig.5 Failure mode of specimens

3 試驗結果分析

3.1 滯回曲線及骨架線特性

圖6所示為試驗體位移角-水平荷載滯回曲線。試驗體RCJ-1.1和RCJ-1.2在加載初期滯回曲線呈直線變化且基本無殘余變形，處于線彈性階段。屈服前，兩者的滯回曲線非常接近。屈服之后，兩者的滯回曲線形狀和骨架線趨勢出現了明顯的分化。試驗體RCJ-1.1的承載力迅速達到峰值并緩慢下降，滯回環更加飽滿，而試驗體RCJ-1.2在位移角達到1/50后承載力開始下降，滯回環的飽滿程度相對較低。導致這種分化的原因主要在于豎向軸壓對試驗體RCJ-1.2柱腳受剪承載力的加強，使其柱腳損傷降低，耗能削弱；而試驗體RCJ-1.1在大變形下，梁端和柱腳位置的塑性鉸區同時參與耗能。加載后期(位移角約達到1/50后)，伴隨柱腳損傷(混凝土保護層壓潰、鋼筋的屈服)的迅速開展，承載力降幅明顯。試驗體RCJ-18的滯回曲線飽滿程度較低，且大變形時出現較明顯的捏攏效應，原因在于：1)柱先于梁發生屈服，導致梁鉸推遲出現，影響了組合件的耗能性能；2)節點區的損傷導致鋼筋滑移程度增大，降低了梁端塑性鉸區的耗能。

圖6 水平荷載-層間位移角滯回曲線Fig.6 Hysteretic curves of lateral load vs story drift ratio

3.2 剛度退化

以各幅值下第1圈加載過程中的峰值承載力點計算得到的割線剛度表征試驗體抗側剛度的變化趨勢，各試驗體的割線剛度-位移角關系曲線如圖7所示。對比試驗體RCJ-1.1和RCJ-1.2的曲線可以發現：1)樓板及垂直方向小尺寸(梁寬<0.5×柱寬)框架梁對加載方向抗側剛度的貢獻很小，樓板開裂后，其貢獻近似可以忽略；2)屈服前，試驗體RCJ-1.1的剛度退化速度高于試驗體RCJ-1.2，整個加載過程中，試驗體RCJ-1.2的剛度退化趨勢更緩和。試驗體RCJ-18的剛度退化趨勢與試驗體RCJ-1.2相近，降速相對緩慢。

圖7 剛度退化曲線Fig.7 Lateral stiffness degradation curves

3.3 延性

結合圖6的骨架曲線，將各試驗體的重要特征參數列于表3中。其中，屈服點為試驗體主要截面位置處縱向鋼筋首次達到屈服對應的加載工況幅值點，極限點為試驗體骨架線上承載力降至峰值荷載的85%對應的點。試驗體RCJ-1.1和RCJ-1.2在位移角θ=1/300至θ=1/200時，梁端縱筋發生屈服，同時于位移角達到θ=1/30時達到承載力極限。兩個底層梁柱組合件的延性系數最小為6.7，均值達到8.4，具有很強的延性。試驗體RCJ-18(頂層梁柱組合件)約在位移角θ=1/80時發生柱縱筋屈服。由于該試驗體未加載至實際的極限位移，故其延性系數僅具備一定的參考價值。

表3 試驗體主要性能點及延性系數Table 3 Essential performance points and ductility factors for specimens

3.4 耗能能力

參考《建筑抗震試驗方法規程》，結構或構件的耗能能力用其滯回曲線滯回環圍成的圖形面積來衡量，其滯回環越飽滿表示其耗能能力越強。從滯回曲線看，RCJ-1.1的滯回曲線很飽滿，證明其耗能能力強，而RCJ-18耗能能力則較差。圖8為各試驗體的滯回耗能-位移角關系曲線。其中，試驗體RCJ-1.1和RCJ-1.2在1/20位移角下的滯回耗能僅為單周耗能值，其余均為加載兩圈的耗能值。可以發現，由屈服點向峰值點變化的過程中，試驗體RCJ-1.1的耗能值高于試驗體RCJ-1.2。峰值點之后，兩者耗能能力趨同。試驗體RCJ-18的總體耗能水平較低，耗能機制的發揮相對滯后。

圖8 滯回耗能水平Fig.8 Hysteretic energy-dissipating capacity for specimens

3.5 應變分析

表4中列出了試驗體RCJ-1.1節點區周邊的縱筋和箍筋的應變水平變化情況，各工況下數值為正負向加載過程中鋼筋經歷的最大應變。表中列出依據鋼筋實測強度計算出的屈服微應變值。可以發現：1)梁端縱筋屈服是試件屈服的起點；2)梁端剪切失效是試件承載力達到極限的主要原因；3)節點區附近柱箍筋較早出現屈服，而柱縱筋始終處于彈性狀態。

表4 RCJ-1.1鋼筋應變水平Table 4 Measured strains for reinforcements of specimen RCJ-1.1 10-6

續表4

3.6 等效粘滯阻尼系數

表5中列出了3個試驗體各個工況下兩周加載時的等效阻尼系數。可以發現：1)邊節點的初始等效阻尼系數最大，隨著加載幅值的增大，阻尼明顯降低；2)中間節點等效阻尼系數在0.2左右，隨著加載的進行變化不大；3)頂層中間節點試驗體的等效阻尼系數在0.2～0.08之間變化。

表5 等效粘滯阻尼系數Table 5 Equivalent viscous damping coefficient

4 結論

通過對高層框-剪結構中3個不同位置梁柱組合件的擬靜力試驗和分析，通過構造“強節點弱構件”獲得了不同于其他“弱節點強構件”型梁柱組合件試驗的抗震性能和破壞特點。

1)極高水平下的節點區強節點系數和柱端彎矩放大系數可以完全避免梁柱節點區出現需要修補的損傷，實現節點彈性化。同時，不會削弱組合件的延性性能。組合件的主要破壞模式表現為梁端彎曲失效及柱鉸剪切失效。

2)試驗體的破壞模式與多數組合件試驗結果相差較大，由“弱節點”型試驗數據構建的“梁柱組合件”易損性模型[9]難以準確評估該類型梁柱節點的抗震性能，需要對此進行進一步研究。