鋼筋混凝土柱-鋼梁盒式節點抗震性能試驗研究

劉立平, 崔 銘, 徐 軍, 余 杰, 鄭歆耀, 王志軍, 李英民, 李瑞鋒

(1.重慶大學 土木工程學院，重慶 400045；2.重慶大學 山地城鎮建設教育部重點實驗室，重慶 400045；3.重慶保利房地產開發有限公司，重慶 401147)

鋼筋混凝土柱-鋼梁(RCS)組合結構是一種低成本高效率的鋼-混凝土組合結構形式[1]，不僅施工速度快，還能充分利用混凝土和鋼材各自的優點，節約材料，降低成本，有利于“強柱弱梁”破壞機制的實現。近30年來，國內外學者對RCS節點進行了大量的試驗研究，使RCS組合結構得到了深入的發展。Kanno[2]對19個不同構造的大比例RCS節點試件進行了低周往復加載試驗，研究了RCS節點的強度、變形、抗震承載力和破壞模式，結果表明RCS節點的剛度和抗震性能均不亞于相同抗震設防烈度下的鋼節點或混凝土節點。Parra-Montesinos等[3-4]研究了9個梁貫通式邊節點的抗震性能并提出了基于節點區剪切變形的計算模型和相應的抗剪承載力計算公式。Kuramoto等[5-6]、Deierlein等[7]在日本建筑研究協會(AIJ)制定的RCS組合節點設計準則[8]基礎上進行了大量柱貫通式RCS節點的擬靜力試驗，認為RCS節點剪力主要由梁腹板、混凝土水平桁架和混凝土斜壓桿三部分承擔。

上述各類傳統RCS節點各有特點，也基本符合抗震設計的性能需求，但在受力性能和施工便利性方面尚存在一定的局限性。Furukawa[9]、毛偉峰[10-11]、王哲夫[12]、郭子雄[13-14]、門進杰等[15-16]分別對傳統RCS節點進行了改進，并通過試驗研究了改進節點的承載力和抗震性能，提出了相應的抗剪承載力計算公式。王偉等[17]提出了一種適用于鋼管柱-H形梁框架連接的鑄鋼模塊化節點型式及其設計方法。這些改進的節點形式均能有效提高節點的抗剪承載力，但改進中額外增加的節點區構造，在一定程度上也增加了節點受力機理的復雜性和設計施工難度。為此，本文提出了一種改進的柱貫通式RCS盒式節點，該節點內部構造簡單，施工更加方便。通過對4個RCS盒式節點開展擬靜力試驗，研究該節點的抗震性能，為其在實際工程中的推廣應用提供依據。

1 RCS盒式節點試驗

1.1 試件設計與制作

按照“性能可靠，施工方便”的原則在傳統柱貫通式RCS節點的基礎上，設計制作了4個RCS盒式節點試件(見圖1)，其構造特點如下：①對稱的外部側板與鋼梁端板焊接形成鋼盒，2塊對稱的內部腹板與6塊鋼隔板通過焊接形成井字形腹板，井字形腹板再與鋼盒焊接成整體，可對節點區混凝土形成有效約束；②鋼梁與鋼梁端板通過焊接連接，內部腹板開孔增強了腹板與混凝土的粘結和剪力傳遞，同時方便混凝土澆筑；③混凝土柱的縱向鋼筋可穿越節點，節點內無需配置箍筋。

圖1 RCS盒式節點構造

表1 試件的主要參數

表2 鋼材的力學性能

(a)澆筑前

1.2 試件加載裝置與加載制度

試件的RC柱底為鉸接，鋼梁端部采用連桿連接。本次試驗采用柱端擬靜力反復加載方式進行，先在柱頂按照設計軸壓比施加豎向荷載至預定值，然后在柱端施加低周反復水平荷載，試驗加載裝置如圖3所示。采用位移控制加載制度，每一級位移幅值循環兩次，加載至柱端反復荷載顯著降低(小于峰值荷載的85%)或試件不能穩定地承受反復荷載時停止試驗，具體加載制度如圖4所示。

(a)加載裝置示意圖

圖4 加載制度

1.3 試件測試內容及測點布置

柱頂水平荷載通過水平千斤頂端部的力傳感器進行量測，柱頂水平位移采用位移計進行量測，位移數據采用德維創DEWE-2601型數據采集儀采集。為研究各部位鋼筋的屈服順序，在鋼梁端板、鋼梁翼緣、鋼梁腹板、鋼盒及近節點區柱端縱筋和箍筋上布置電阻式應變片(規格：3 mm×5 mm)進行量測。在節點區內部腹板上布置三向應變花，用以量測鋼梁腹板剪切應變的發展情況。應變數據采用東華DHDAS型數據采集儀采集，應變測點布置如圖5所示。

圖5 應變測點布置圖

2 試驗結果及分析

2.1 試驗現象和破壞形態

試驗中試件RCSJ-1和RCSJ-2的試驗現象和破壞形態相似，梁端翼緣首先屈服，最后柱端破壞比梁端嚴重；試件RCSJ-3和RCSJ-4的試驗現象和破壞形態相似，梁端翼緣首先屈服，最后梁端破壞比柱端嚴重。4個試件最終破壞形態見圖6。選取兩類破壞模式的代表性試件RCSJ-1和RCSJ-3進行詳細分析如下：

(a)RCSJ-1

試件RCSJ-1在位移角幅值為1/250(±9.3 mm)時，未出現裂縫，各測點也未屈服，柱頂卸載后試件殘余變形極小，試件處于彈性狀態。當位移角幅值為1/150(±15.5 mm)時，位于節點區的上下柱端混凝土表面均出現水平裂縫；+15.5 mm位移時鋼梁翼緣測點LS1的應變最大，為+1 539 με，局部發生屈服；其余部位的測點應變較小。當位移角幅值為1/100(±23.3 mm)時，上柱底部混凝土產生沿45°方向斜向下發展的裂縫；-23.3 mm位移時內部腹板測點H1-3應變最大，為+1 436 με，開始屈服。當位移角幅值為1/75(±31.1 mm)時，位于節點區的上下柱端裂縫繼續沿45°向節點區發展；鋼梁翼緣和內部腹板的屈服程度和范圍加大；+31.1 mm位移時鋼梁端板測點DS1應變最大，達+1 442 με，鋼梁端板開始屈服。當位移角幅值為1/50(±46.6 mm)時，上柱底部混凝土保護層起鼓，在節點區鋼盒與柱端混凝土交界處形成一條窄窄的通縫；鋼梁翼緣、內部腹板和鋼梁端板的屈服程度和范圍持續擴大；-46.6 mm位移時柱縱筋測點ZB3應變最大，達+1 976 με，接近屈服。當位移角幅值為1/33(±70.6 mm)時，柱端角部混凝土開始出現起酥、外鼓，直至出現局部脫落，節點區鋼盒與柱端混凝土交界處間隙加大，間隙寬度達2～3 mm；鋼梁翼緣、內部腹板和鋼梁端板的屈服程度和范圍進一步擴大；-70.6 mm位移時柱縱筋測點ZB3應變最大，達+2 798 με，發生屈服。當位移角幅值為1/18(±127.8 mm)時，柱端兩側混凝土破壞嚴重，鋼梁端板與柱端混凝土之間形成3～5 mm間隙；+127.8 mm位移時柱箍筋測點G2的應變最大，為+1 022 με；-127.8 mm位移時鋼盒外部側板表面測點HS1的應變最大，為+1 490 με，均未屈服；此時，試件的峰值荷載及剛度發生顯著下降，結束加載。

試件RCSJ-3在位移角幅值為1/250(±9.3 mm)時，試件未出現裂縫，各測點也未屈服，柱頂卸載后試件殘余變形極小，試件處于彈性狀態。當位移角幅值為1/150(±15.5 mm)時，位于節點區的上下柱端混凝土表面出現多條水平裂縫，并“躍”過柱棱角向兩側發展,裂縫端頭已延伸至柱中心線位置；+15.5 mm位移時鋼梁翼緣測點LS1應變最大，達+1 440 με，鋼梁翼緣局部屈服；其余部位的測點應變較小。當位移角幅值為1/100(±23.3 mm)時，上下柱端部混凝土表面裂縫繼續發展；-23.3 mm位移時鋼梁端板測點DS2應變最大，為+1 397 με；+23.3 mm位移時內部腹板測點H3-3應變最大，為+1 348 με，鋼梁端板和內部腹板均開始屈服。當位移角幅值為1/75(±31.1 mm)時，上下柱端水平裂縫逐步沿45°向節點區斜向發展；鋼梁翼緣、鋼梁端板和內部腹板屈服程度和范圍擴大。當位移角幅值為1/33(±70.6 mm)時，柱端臨近節點區出現了數條豎向裂縫，隨著位移角幅值的增大，豎向裂縫增加，并開始出現混凝土起皮掉渣現象；鋼梁翼緣、鋼梁端板和內部腹板的屈服程度和范圍進一步擴大；-70.6 mm位移時柱縱筋測點ZA2應變最大，達2 210 με，發生屈服。當位移角幅值為1/25(±93.2 mm)時，鋼梁翼緣交替出現受壓鼓曲現象，翼緣大部分測點失效，梁端已基本形成塑性鉸；在節點區兩側鋼盒與柱端混凝土交界處形成了一條通縫；鋼梁端板兩端發生翹曲。當位移角幅值為1/20(±116.5 mm)時，鋼梁端板兩端往外翹曲，與柱端混凝土之間形成3 mm左右的間隙；在反向加載位移達到98 mm時，隨著一聲“嘣”響，鋼梁上翼緣與端板間的對接焊縫發生斷裂，試件的極限荷載及剛度發生顯著下降，結束加載。

從4個試件的試驗現象來看，試件的破壞區域集中在梁柱端部與鋼盒的連接部位，盒式節點的內部腹板和鋼梁端板雖然發生了屈服，但節點區整體性保持較好，未發生失效，能夠滿足“強節點弱構件”的設計要求。

按實際材料參數和尺寸計算的試件梁端抗彎承載力為130.59 kN·m，柱端抗彎承載力為174.07 kN·m(混凝土強度取實測的平均值)，則4個試件的柱與梁的抗彎承載力比值為1.33，為“強柱弱梁”。試驗中，各試件也表現為鋼梁比柱筋先屈服。從試驗現象看，各試件的極限破壞狀態有所不同，試驗中RCSJ-1和RCSJ-2的柱端比梁端破壞嚴重；RCSJ-3和RCSJ-4的梁端破壞比柱端破壞嚴重。其原因主要是，RCSJ-3和RCSJ-4盒式節點內部腹板厚度和內部腹板間距均大于RCSJ-1和RCSJ-2的。RCSJ-3和RCSJ-4盒式節點的內部腹板屈服要明顯晚于RCSJ-1和RCSJ-2的，其節點區混凝土的約束效應更好，柱端破壞要輕些。

4個試件極限破壞時柱端混凝土破損嚴重，特別是RCSJ-1和RCSJ-2試件。主要原因是鋼盒抗壓承載力遠大于混凝土的抗壓承載力；試件的鋼盒外包尺寸與柱尺寸相同，柱與鋼盒連接處的混凝土保護層直接受壓。實際應用時，可采取增加鋼盒高度，或鋼盒內徑與柱截面相同，或柱與鋼盒連接處附近加密箍筋等措施以減少柱端混凝土破損。

2.2 節點受力特點

圖7是側移分別為±11.6 mm和±15.5 mm時4個試件各組件測點應變的最大值。圖7(a)表明在±11.6 mm時只有1個試件的鋼梁翼緣發生了屈服；而圖7(b)表明在±15.5 mm時4個試件的鋼梁翼緣均發生了屈服，有1個試件的內部腹板接近屈服。可見，各試件的應變最大部位均為鋼梁翼緣，其次為內部腹板；而各試件應變最小的部位在外部側板，其僅為內部腹板的1/10～1/5左右，說明盒式節點中內部腹板是主要的受力組件。

由圖7中試件RCSJ-1和RCSJ-3的應變對比可知，隨著內部腹板間距(兩腹板均在梁翼緣內)的加大，內部腹板、外部側板、鋼梁端板和鋼梁翼緣的應變均有所減小。這是因為內部腹板間距的增加降低了對鋼梁端板的約束和增加了內部腹板間約束混凝土的體積，增大了約束混凝土傳遞的剪力。從試件RCSJ-1和RCSJ-2的應變對比可知，在鋼梁端增加蓋板后，鋼梁翼緣的應變減小，而內部腹板和鋼梁端板的應變顯著增加。蓋板增加了梁端的抗彎剛度和抗剪剛度，增強了對鋼梁端板和內部腹板的約束，從而增加了內部腹板傳遞的剪力而降低了約束混凝土傳遞的剪力。由試件RCSJ-3和RCSJ-4的應變對比可知，內部腹板厚度增加時，鋼梁翼緣的應變顯著增加，鋼梁端板的應變也略有增加，而內部腹板的應變卻略有減小，說明內部腹板加厚增加了其對鋼梁端板的約束作用。

(a)±11.6 mm加載循環

圖8是試件RCSJ-1在±15.5 mm和±116.5 mm加載循環峰值對應的鋼盒外部側板各測點的應變值，圖中括號外的數值為正向加載的應變值，括號內的數值為反向加載的應變值。從圖中可以看出，當加載到+15.5 mm時，外部側板AC軸線上的應變最大，同時D點也出現較大的拉應變；當加載到-15.5 mm時，外部側板BD軸線上的應變最大，同時A點有出現較大的拉應變。說明外部側板表現出斜向剪切受力的特點，同時在AD附近體現出類似箍筋的受拉性態；而當加載到+116.5 mm時，在外部側板AC軸線上應變較大，同時D點出現最大的拉應變；而當加載到-116.5 mm時，在外部側板BD軸線上的應變最大，同時A點出現較大的拉應力。與±15.5 mm加載相比，±116.5 mm加載時，外部側板受力特點更接近箍筋。

圖8 RCSJ-1外部側板的測點應變

圖9為試件RCSJ-1和RCSJ-3在加載位移為±15.5 mm時內部腹板應變花的應變經計算所得的主拉應變和方位角，圖中括號外的值為+15.5 mm加載時的應變，括號內的值為-15.5 mm加載時的應變。從圖中可以看出，當加載位移為+15.5 mm時，試件RCSJ-1和RCSJ-3的內部腹板均體現為AC軸線上受力；而當加載位移為-15.5 mm時，試件RCSJ-1和RCSJ-3的內部腹板均體現為BD軸線上受力，表明內部腹板主要受剪力作用。

(a)RCSJ-1

對比圖8(a)和圖9(a)，外部側板的應變小于內部腹板的應變。參考圖7，可見外部側板所受應力約為內部腹板的10%～20%。綜上所述，鋼盒節點中的內部腹板主要承擔剪力作用，外部側板主要起箍筋作用并承受部分剪力。

2.3 滯回曲線和骨架曲線

試件RCSJ-1和RCSJ-2的滯回曲線(圖10(a)、(b))十分相似，在加載初期，滯回曲線均呈線性變化，初始剛度基本不變，各級滯回上升段基本重合，卸載后幾乎沒有殘余變形，試件在彈性下工作，鋼板和鋼筋未屈服。試件混凝土開裂后、鋼梁屈服前，出現了一定的殘余變形，但此時整個滯回曲線仍較緊湊，呈現出窄長的分布特征，試件的骨架曲線趨勢較陡，剛度較大且并無下降的趨勢。試件鋼筋屈服后，柱端裂縫發展迅速，卸載后殘余應變變大，滯回曲線由原來的陡峭變得趨緩。加載后期，滯回曲線呈現一定的“捏縮”現象，一方面隨著梁端彎矩的增大，節點核心區井字形腹板屈服，節點區內側混凝土發生剪切破壞，導致柱縱筋發生粘結退化，另一方面來自于循環過程中柱端彎曲、剪切裂縫一張一合所引起。柱端混凝土發生中等程度的局壓破壞，柱端混凝土剝落，使得整個滯回圖形呈現反S型。由于試件RCSJ-2梁端進行了加強處理，因此，試件RCSJ-2滯回曲線的上升段比試件RCSJ-1滯回曲線的上升段更為陡峭，剛度更大，同時捏縮現象也更明顯。

(a)RCSJ-1

4個試件的骨架曲線(圖11)在加載的初期均基本相似，屈服前，各試件初始剛度基本一致，在31.1 mm附近達到屈服，并于93.2 mm附近獲得極限荷載。試件骨架曲線各特征點列于表3。試件RCSJ-2由于采用了梁端加強，在試件達到屈服前，其骨架曲線的上升段比另外三個試件更陡峭，剛度更大；試件RCSJ-2峰值荷載比試件RCSJ-1的高2.5%。試件RCSJ-1節點區腹板間距較試件RCSJ-3的更小，較小的腹板間距對節點區混凝土的約束作用改善鋼筋與骨料之間的粘結性能，同時增強節點整體性，試件RCSJ-1極限荷載比RCSJ-3的高10.2%。試件RCSJ-4較RCSJ-3內部腹板更厚，使得節點剛度更大。

表3 各試件骨架曲線各特征點試驗結果

2.4 剛度及承載力退化

試件剛度退化一般采用等效剛度來表示，其計算公式為：

(1)

式中：Ki是第i級位移循環中第一次循環對應的等效剛度;Qi是第i級位移循環中第一次循環對應的最大荷載;Δi是第i級位移循環中第一次循環對應的最大位移。

四個試件在循環荷載作用下剛度都出現了較為顯著的退化(圖12)，主要原因是試件屈服后塑性發展導致的累積損傷。同時，四個試件等效剛度退化的趨勢十分相似；試件RCSJ-3、RCSJ-4由于加載后期鋼梁與鋼梁端板對接焊縫發生斷裂，因此后期剛度退化下降較快，而另兩個構件剛度退化較為緩慢。

圖12 各試件剛度退化曲線

試件承載力退化通常用承載力降低系數λi來衡量，其計算公式為：

(2)

四個構件承載力退化曲線關系如圖13所示，圖中為了更全面的地反映試件承載力退化情況，將正向拉力、負向推力均表示出來，負向推力所對應的λi為負值。

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圖13 各試件正負向承載力退化曲線

由圖13可見，側向加載位移在±15.5 mm之前，4個試件的λ均為1，即試件承載力沒有退化；側向加載位移在±15.5 mm之后，隨加載位移的增加，4個試件的λ的絕對值總體表現為逐漸減小，但減小幅值較小，表明該類節點承載力退化不明顯。試件RCSJ-3試件在±116.5 mm側向加載的第二次循環時，出現了鋼梁端部焊縫斷裂，使得該加載循環時的λ有明顯下降。試件RCSJ-4在±93.2 mm側向加載的第二次循環時，出現了鋼梁端部焊縫斷裂，使得該加載循環時的λ出現顯著降低；由于此時承載力尚未降至承載力峰值的85%，再進行了后續的側向加載，由于后續加載的不同循環內未出現明顯的承載力變化，則相應的λ變化平緩。

2.5 位移延性及耗能

延性系數采用下式計算：

(3)

式中：Δ+y(Δ-y)為試件正(負)向屈服位移；Δ+μ(Δ-μ)為試件正(負)向極限位移。

從表3可以看出，四個構件的延性系數均大于3.0，表現出了良好的延性特征，試件RCSJ-3與RCSJ-4若非在加載后期發生鋼梁對接焊縫斷裂，可能得到更高的延性系數，而試件RCSJ-1與RCSJ-2由于內部腹板先于鋼梁翼緣屈服，延性系數略低。四個構件的延性均滿足結構抗震需求。

等效黏滯阻尼比的計算示意圖如圖14，計算公式如式(4)所示。

圖14 等效黏滯阻尼比計算示意圖

(4)

式中：SABC、SCDA分別為曲線ABC、CDA的面積；SΔOBE、SΔODF分別為三角形OBE、ODF的面積；ξeq為等效黏滯阻尼比。

試件RCSJ-1、RCSJ-2、RCSJ-3和RCSJ-4等效黏滯阻尼比與水平位移的關系如圖15所示。

圖15 各構件等效黏滯阻尼系數

由圖15可知，試件RCSJ-1和RCSJ-2以節點區屈服為主，等效黏滯阻尼比相對偏低；試件破壞(承載力降至承載力峰值的85%)時，其等效黏滯阻尼比在0.16～0.2之間。試件RCSJ-3和RCSJ-4以近節點鋼梁翼緣屈服為主，其滯回曲線較為飽滿，試件破壞時，其等效黏滯阻尼比在0.27左右，可見耗能性能與試件的破壞機制有關，梁端出鉸耗能充分，滯回曲線飽滿，獲得了較好的耗能性能。鋼筋混凝土節點的一般等效黏滯阻尼比為0.1左右，而型鋼混凝土節點的等效黏滯阻尼比在0.3左右，本次試驗RCS節點的等效黏滯阻尼比介入兩者之間，節點的耗能能力良好。

3 結 論

本文通過對4個RCS盒式節點進行低周反復加載試驗，考察了此類節點的破壞特點、受力特征和抗震性能，得出如下結論：

(1)試件的破壞區域主要在柱端和梁端，盒式節點雖然在內部腹板和鋼梁端板發生了屈服，但節點區整體性保持較好，未發生失效，滿足“強節點弱構件”的設計要求。

(2)試件破壞時，其延性系數大于3.0，等效黏滯阻尼系數在0.16～0.27的范圍內，其值介于鋼筋混凝土節點與型鋼混凝土節點之間，RCS盒式節點具有良好的抗震性能。

(3)RCS盒式節點的內部腹板主要承受剪力，外部側板主要起箍筋作用并承受部分剪力。

(4)當兩內部腹板在鋼梁翼緣寬度范圍內時，內部腹板間距加大會使內部腹板、外部側板、鋼梁端板和鋼梁翼緣的應變減小；鋼梁翼緣蓋板會使鋼梁翼緣的應變減小，內部腹板和鋼梁端板的應變顯著增加；內部腹板加厚會使鋼梁翼緣的應變顯著增加，鋼梁端板的應變略有增加內，內部腹板的應變卻略有減小。盒式節點設計時應適當增大內部腹板間距并選用較大的板厚。