不同軸壓比RCS梁柱組合件抗震性能分析

(華僑大學(xué)土木工程學(xué)院，福建廈門(mén)，361021)

鋼筋混凝土柱-鋼梁(RCS)組合框架結(jié)構(gòu)具有優(yōu)異的抗震性能，受到國(guó)內(nèi)外學(xué)者的廣泛關(guān)注，其中梁柱節(jié)點(diǎn)是形成結(jié)構(gòu)整體的關(guān)鍵部件，但在地震作用下節(jié)點(diǎn)受力復(fù)雜，極易發(fā)生剪切脆性破壞。為解決混凝土柱-鋼梁混合框架結(jié)構(gòu)節(jié)點(diǎn)處連接問(wèn)題，國(guó)內(nèi)外學(xué)者針對(duì)RCS 節(jié)點(diǎn)提出不同的構(gòu)造形式，并進(jìn)行了大量試驗(yàn)。李賢等[1]提出了一種新型端板高強(qiáng)螺栓連接的狗骨式削弱鋼梁-鋼筋混凝土柱節(jié)點(diǎn)，并采用擬靜力試驗(yàn)證明了此種形式可有效提高節(jié)點(diǎn)的剛度與延性；馬輝等[2]對(duì)型鋼再生混凝土柱-鋼梁組合框架邊節(jié)點(diǎn)進(jìn)行擬靜力試驗(yàn)，以軸壓比為參數(shù)定量分析各項(xiàng)抗震指標(biāo)，證明了該邊節(jié)點(diǎn)在不同參數(shù)下具有較好的抗震性能；門(mén)進(jìn)杰等[3]在RCS節(jié)點(diǎn)處將鋼梁翼緣切除，并將腹板貫通混凝土柱，對(duì)此種構(gòu)造形式的節(jié)點(diǎn)進(jìn)行擬靜力試驗(yàn)，發(fā)現(xiàn)此種構(gòu)造形式可加強(qiáng)內(nèi)外混凝土強(qiáng)度，有效提高節(jié)點(diǎn)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(fù)合螺旋箍混凝土柱節(jié)點(diǎn)，并進(jìn)行循環(huán)加載試驗(yàn)，發(fā)現(xiàn)此種節(jié)點(diǎn)形式在延性和耗能方面性能優(yōu)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(jié)點(diǎn)處連接，并通過(guò)擬靜力試驗(yàn)發(fā)現(xiàn)剛性面板及剪切鍵可有效減少節(jié)點(diǎn)處的剪切變形，提高節(jié)點(diǎn)抗剪能力；DELIMA 等[6]通過(guò)擴(kuò)展RCS 節(jié)點(diǎn)處的端板接頭，對(duì)不同參數(shù)下的RCS 組合件進(jìn)行了擬靜力試驗(yàn)，發(fā)現(xiàn)適當(dāng)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(guò)搭接板將鋼梁與RC柱在節(jié)點(diǎn)處連接，發(fā)現(xiàn)此種構(gòu)造形式可大幅增強(qiáng)組合件的整體性，有效提高其耗能能力。以上這些構(gòu)造形式雖能一定程度上提高RCS 組合件的抗震性能，但沒(méi)有具體考慮部件制作、施工操作等成本，嚴(yán)重制約著RCS混合框架結(jié)構(gòu)在實(shí)際工程的應(yīng)用。

鑒于此，本文作者按“強(qiáng)柱弱梁、強(qiáng)節(jié)點(diǎn)弱構(gòu)件”的設(shè)計(jì)原則，將節(jié)點(diǎn)區(qū)域復(fù)合焊接環(huán)式箍筋改為由鋼板箍約束，操作簡(jiǎn)單，降低了設(shè)計(jì)難度，且鋼板箍不僅能有效約束節(jié)點(diǎn)處的核心混凝土，提高節(jié)點(diǎn)區(qū)域的抗剪能力，而且可使節(jié)點(diǎn)處形成一個(gè)鋼質(zhì)耗能區(qū)，大幅提高節(jié)點(diǎn)的抗震性能，滿(mǎn)足規(guī)范的設(shè)計(jì)要求。同時(shí)考慮到在地震作用下，RCS組合結(jié)構(gòu)自身的豎向荷載所引起的二階效應(yīng)，往往是結(jié)構(gòu)抗震不可忽略的因素，因此，有必要深入研究軸壓比對(duì)此種節(jié)點(diǎn)構(gòu)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(yīng)用。本次試驗(yàn)設(shè)計(jì)了6個(gè)比例為1/2 的蜂窩鋼梁-RC 柱組合件，并通過(guò)ABAQUS 有限元軟件進(jìn)行擴(kuò)大參數(shù)分析，更準(zhǔn)確地研究軸壓比對(duì)其各項(xiàng)抗震指標(biāo)的影響規(guī)律。

1 試驗(yàn)簡(jiǎn)介

1.1 試驗(yàn)設(shè)計(jì)與制作

根據(jù)文獻(xiàn)[8]，試驗(yàn)共設(shè)計(jì)6 個(gè)1/2 縮尺模型的RCS組合件，RC柱上下反彎點(diǎn)距離為1.8 m，蜂窩鋼梁反彎點(diǎn)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(yàn)軸壓比設(shè)計(jì)參數(shù)見(jiàn)表1。試件中柱的截面長(zhǎng)×寬為200 mm×200 mm，外伸端板長(zhǎng)×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(zhǎng)為125 mm，厚度為10 mm。

表1 試驗(yàn)設(shè)計(jì)參數(shù)表Table 1 Experimental design parameters

鋼板箍作為組合件的核心部件，其尺寸設(shè)計(jì)應(yīng)考慮節(jié)點(diǎn)處的彎矩和剪力。設(shè)計(jì)時(shí)首先進(jìn)行節(jié)點(diǎn)處的正截面承載力和抗剪承載力驗(yàn)算，分別計(jì)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(shí)根據(jù)連接范圍內(nèi)彎矩和剪力的分布確定鋼板箍高度。根據(jù)計(jì)算結(jié)果，確定的鋼板箍具體參數(shù)如下：截面長(zhǎng)×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(yàn)中RC柱節(jié)點(diǎn)區(qū)域采用鋼板箍以代替復(fù)合環(huán)式箍筋，并在鋼板箍上下各200 mm 的范圍內(nèi)，對(duì)RC 柱箍筋進(jìn)行加密，具體如圖1所示。鋼梁與RC柱之間采用10.9級(jí)M20高強(qiáng)螺栓連接，防止在循環(huán)荷載作用下螺栓過(guò)早屈服，出現(xiàn)較大殘余變形，影響試驗(yàn)結(jié)果。節(jié)點(diǎn)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(shè)計(jì)時(shí)相應(yīng)位置并在對(duì)應(yīng)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(jīng)養(yǎng)護(hù)達(dá)到規(guī)定強(qiáng)度后拆模；

3)將端板移動(dòng)至設(shè)計(jì)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(yù)緊力，為防止節(jié)點(diǎn)處各部件由于連接不牢而產(chǎn)生滑移，同時(shí)最大程度利用螺栓強(qiáng)度，通過(guò)計(jì)算[9]，將預(yù)緊力設(shè)為150 kN。

1.2 材性測(cè)試

試驗(yàn)擬配強(qiáng)度等級(jí)為C60的混凝土。在每次澆筑的同時(shí)，制作3個(gè)長(zhǎng)×寬×高為150 mm×150 mm×150 mm的立方體混凝土標(biāo)準(zhǔn)試塊，經(jīng)標(biāo)準(zhǔn)養(yǎng)護(hù)后，測(cè)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(qiáng)度f(wàn)cuk分比 為65.8，66.1，63.8，65.8，66.1 和63.8 MPa。試驗(yàn)所用鋼材均采用Q345 鋼，鋼筋則采用HRB400 熱軋鋼筋，兩者材性測(cè)試結(jié)果如表2所示。

圖1 試件構(gòu)造及配筋Fig.1 Specimen structure and reinforcement

圖2 節(jié)點(diǎn)處連接構(gòu)造Fig.2 Connection structure at node

表2 鋼材的力學(xué)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(yàn)過(guò)程中穩(wěn)定，試驗(yàn)通過(guò)可隨上部小車(chē)滑動(dòng)的千斤頂施加軸力，并在其前端配置球鉸，允許柱頂轉(zhuǎn)動(dòng)，同時(shí)在上柱端施加水平位移，這些設(shè)置可有效模擬地震作用下組合件實(shí)際受力狀態(tài)。鋼梁端部與設(shè)有軸承的梁端拉壓桿連接，試件可以左右移動(dòng)。加載裝置如圖3所示。由圖3可見(jiàn)：通過(guò)MTS作動(dòng)頭在柱頂施加水平位移，控制水平力，并按照文獻(xiàn)[8]確定位移加載制度。試件屈服前，對(duì)每一級(jí)位移角進(jìn)行一次循環(huán)；當(dāng)從MTS 顯示屏上觀察到某一級(jí)滯回環(huán)明顯增大時(shí)，可判斷此位移角下試件已屈服，屈服后的位移角進(jìn)行3次循環(huán)，具體加載制度如表3。當(dāng)組合件水平荷載衰減至最大水平荷載的85%時(shí)，終止試驗(yàn)。

圖3 加載裝置Fig.3 Loading device

表3 加載制度Table 3 Loading program

1.4 測(cè)試內(nèi)容及測(cè)點(diǎn)布置

試件測(cè)試內(nèi)容主要包括：柱頂加載點(diǎn)與柱底的水平位移；梁端的彎曲變形、節(jié)點(diǎn)區(qū)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(yīng)變。測(cè)試裝置及測(cè)點(diǎn)布置如圖4所示。

2 試驗(yàn)現(xiàn)象及破壞形態(tài)

2.1 試驗(yàn)現(xiàn)象

當(dāng)試件RCS-N1，RCS-N2，RCS-N3和RCS-N6位移分別達(dá)到12.0，17.7，18.0 和11.9 mm 時(shí)，鋼板箍下部150 mm區(qū)域內(nèi)混凝土開(kāi)裂，開(kāi)裂荷載分別為54.9，68.0，69.0和53.8 kN，當(dāng)繼續(xù)加載至位移角(幅值)1/75(24.0 mm)時(shí)，試件中RC 柱側(cè)裂縫增多并開(kāi)始向內(nèi)發(fā)展，此外，柱端也開(kāi)始出現(xiàn)剪切斜裂縫，滯回環(huán)較前幾次明顯變大，此時(shí)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(shí)，試件都已達(dá)到峰值荷載，分別為101.8，101.3，103.3 和96.2 kN，當(dāng)位移分別加載至105.9，100.8，96.7和106.0 mm，此時(shí)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(dá)到極限狀態(tài)，鋼梁蜂窩孔洞開(kāi)裂嚴(yán)重，不宜繼續(xù)加載，停止試驗(yàn)。試件破壞形態(tài)如圖5所示。

當(dāng)試件RCS-N4 和RCS-N5 位移分別達(dá)到17.8和17.7 mm 時(shí)，節(jié)點(diǎn)核心區(qū)下方出現(xiàn)第1 條裂縫，開(kāi)裂荷載分別為62.0 kN 和61.1 kN，當(dāng)位移角(幅值)1/75(24.0 mm)加載完畢后，發(fā)現(xiàn)滯回環(huán)明顯增大，此時(shí)鋼梁已經(jīng)屈服，屈服荷載分別為86.2 kN和82.5 kN。隨著繼續(xù)加載，當(dāng)加載位移分別為36.0 mm 和51.3 mm 時(shí)，試件達(dá)到峰值荷載，分別為94.1 kN 和87.8 kN。當(dāng)試驗(yàn)進(jìn)行至1/35(72.0 mm)位移角(幅值)的反向循環(huán)時(shí)，因焊縫突然開(kāi)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(shí)，承載力驟降至64.0 kN，已達(dá)到峰值荷載的65%，無(wú)法繼續(xù)承載，停止試驗(yàn)。兩者都是由于蜂窩鋼梁與端板的連接焊縫斷裂導(dǎo)致承載力突降，屬于構(gòu)造破壞。構(gòu)造破壞形態(tài)如圖6所示。

圖4 測(cè)點(diǎn)布置Fig.4 Arrangement of measurement points

圖5 鋼梁屈曲及蜂窩洞開(kāi)裂Fig.5 Steel beam buckling and honeycomb hole cracking

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

2.2 破壞形態(tài)分析

試件RCS-N1，RCS-N2，RCS-N3 和RCS-N6發(fā)生梁鉸破壞，試件RCS-N4 和RCS-N5 發(fā)生構(gòu)造破壞，根據(jù)各試件的破壞形式分析可得：

各試件節(jié)點(diǎn)由于鋼板箍對(duì)核心混凝土約束較強(qiáng)，裂縫通常出現(xiàn)在節(jié)點(diǎn)上下區(qū)域處，且至試驗(yàn)結(jié)束，斜裂縫始終沒(méi)有貫穿整個(gè)柱子截面，有效避免了普通RCS 梁柱節(jié)點(diǎn)的剪切脆性破壞，實(shí)現(xiàn)強(qiáng)節(jié)點(diǎn)的框架設(shè)計(jì)原則。

當(dāng)試件發(fā)生梁鉸破壞時(shí)，承載力衰減緩慢，延性較好，充分發(fā)揮鋼梁的耗能作用，相比于梁鉸破壞，構(gòu)造破壞應(yīng)該是工程應(yīng)用中極力避免的，一旦發(fā)生構(gòu)造破壞，節(jié)點(diǎn)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(gòu)

采用ABAQUS對(duì)試驗(yàn)組合件進(jìn)行有限元分析?；炷潦褂盟苄該p傷本構(gòu)模型[10]，鋼筋和高強(qiáng)螺栓均采用普通雙折線模型[11]。對(duì)于鋼梁來(lái)說(shuō)，試驗(yàn)中承受循環(huán)荷載作用，對(duì)其材性的定義需考慮隨動(dòng)強(qiáng)化特征，故選用二折線隨動(dòng)強(qiáng)化模型[12]。試驗(yàn)材料參數(shù)取自表2和表3。

3.2 單元選取與界面處理

根據(jù)模型變形及受力特點(diǎn)，混凝土、高強(qiáng)螺栓和Q345 鋼材部件均采用C3D8R 實(shí)體單元，HRB400 鋼筋采用T3D2 桁架單元；由于本試驗(yàn)組合件由多種材料組成，且在RCS 組合節(jié)點(diǎn)處構(gòu)部件復(fù)雜交匯，因此，要有效模擬試件在反復(fù)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(zhǔn)確定義節(jié)點(diǎn)各部件之間關(guān)系是模擬的關(guān)鍵，采用面與面接觸來(lái)建立各部分之間的接觸關(guān)系，共建立5個(gè)接觸對(duì)，其中，以螺栓表面與螺帽內(nèi)側(cè)面為接觸面，外伸端板孔洞與外表面為目標(biāo)面，同時(shí)外伸端板內(nèi)表面與鋼板箍外表面建立另一接觸對(duì)；在試驗(yàn)過(guò)程中，并未發(fā)現(xiàn)鋼板箍與混凝土柱出現(xiàn)滑移分離現(xiàn)象，鋼板箍與柱面采用綁定關(guān)系；對(duì)于高強(qiáng)螺栓與混凝土柱之間，分別對(duì)內(nèi)置、綁定和接觸3 種關(guān)系進(jìn)行試算，發(fā)現(xiàn)綁定與試驗(yàn)結(jié)果最相近，故采用此種方式定義兩者關(guān)系。

3.3 單元?jiǎng)澐峙c模型建立

選用試件尺寸進(jìn)行仿真建模，組合件模型見(jiàn)圖7(a)，各部件由于孔洞存在，為保證網(wǎng)格質(zhì)量，先對(duì)各個(gè)部件進(jìn)行分區(qū)，節(jié)點(diǎn)區(qū)域劃分更細(xì)密，以便計(jì)算收斂。對(duì)于所有實(shí)體部件均采用掃略中性軸算法進(jìn)行網(wǎng)格劃分，由ABAQUS 生成相應(yīng)網(wǎng)格，網(wǎng)格模型見(jiàn)圖7(b)。

4 有限元結(jié)果驗(yàn)證

為驗(yàn)證有限元分析結(jié)果的正確性，以組合件RCS-N1，RCS-N2，RCS-N3 和RCS-N6 的各項(xiàng)參數(shù)為基礎(chǔ)，建立模型，從滯回曲線、骨架曲線、破壞形態(tài)和峰值荷載方面，對(duì)比數(shù)值分析與試驗(yàn)結(jié)果，如圖8～9和表4所示。

由圖8可見(jiàn)：在循環(huán)往復(fù)加載過(guò)程中，鋼梁梁端為主要受力構(gòu)件且在加載結(jié)束后發(fā)生較明顯的屈曲變形，這與試驗(yàn)結(jié)果(梁鉸破壞)一致，達(dá)到了強(qiáng)柱弱梁的設(shè)計(jì)目標(biāo)。由圖9可見(jiàn)：模擬的滯回曲線與試驗(yàn)結(jié)果相比，剛度退化較試驗(yàn)略低，分析可知鋼材本構(gòu)采用較理想化的雙折線隨動(dòng)強(qiáng)化模型，這與實(shí)際鋼材力學(xué)性能有所區(qū)別。

由圖9(e)～(h)可見(jiàn)：有限元計(jì)算的結(jié)果正反向荷載較對(duì)稱(chēng)，而試驗(yàn)曲線在反向加載時(shí)低于正向加載，可能原因?yàn)樵谡蚣虞d過(guò)程中，混凝土柱受力兩側(cè)產(chǎn)生細(xì)微裂縫是不對(duì)稱(chēng)的，由于混凝土的力學(xué)特性，受拉側(cè)混凝土裂縫更細(xì)密，在反向加載過(guò)程中，混凝土不可能完全拉壓恢復(fù)，故導(dǎo)致反向加載時(shí)荷載變低，而在有限元分析過(guò)程中，柱只發(fā)生損傷卻不產(chǎn)生裂縫，可進(jìn)行完全拉壓恢復(fù)，導(dǎo)致有限元結(jié)果正反荷載較為一致。在彈性階段，RCS 梁柱節(jié)點(diǎn)試驗(yàn)骨架曲線較數(shù)值模擬來(lái)說(shuō)，加載初始剛度略高，可能因?yàn)橛邢拊M試件上下柱端都為鉸接，而實(shí)際試驗(yàn)過(guò)程中各部件摩擦的存在，柱端并不完全鉸接，表現(xiàn)出一定的剛接性質(zhì)，導(dǎo)致試驗(yàn)初始剛度略高。

數(shù)值模擬峰值荷載與試驗(yàn)結(jié)果對(duì)比見(jiàn)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(qiáng)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(shù)下的抗震性能。

5 擴(kuò)大參數(shù)分析

圖7 有限元模型Fig.7 Finite element model

圖8 破壞形態(tài)對(duì)比Fig.8 comparison of failure patterns

圖9 RCS組合件試驗(yàn)與有限元模擬結(jié)果對(duì)比Fig.9 RCS assemblies test and finite element simulation results

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

為保證試驗(yàn)結(jié)果與其所得結(jié)論的準(zhǔn)確性，針對(duì)此種新型節(jié)點(diǎn)形式的RCS 梁柱組合件，通過(guò)ABAQUS軟件進(jìn)行擴(kuò)大參數(shù)分析，以RCS-N1試件尺寸及各項(xiàng)材性實(shí)測(cè)結(jié)果為基礎(chǔ)，把軸壓比作為研究參數(shù)，分析7個(gè)有限元模型的抗震性能，組合件參數(shù)見(jiàn)表5。組合件模型不存在焊接質(zhì)量及其他初始缺陷問(wèn)題，為保證破壞荷載能夠達(dá)到峰值荷載強(qiáng)度85%，采用位移控制加載制度，將加載級(jí)數(shù)增大，在現(xiàn)有試驗(yàn)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(yàn)一致，滯回曲線仍取前10級(jí)加載。

表5 模型設(shè)計(jì)參數(shù)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(yàn)RCS 組合件滯回曲線，由圖10和11可見(jiàn)：

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(yàn)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(huán)面積較小，表現(xiàn)較為規(guī)則的四邊形。試件屈服后，荷載位移曲線開(kāi)始呈非線性變化，滯回環(huán)面積增大，但強(qiáng)度沒(méi)有明顯降低，而剛度退化幅度較大，說(shuō)明梁鉸機(jī)制形成，鋼梁成為主要受力部件，又因?yàn)槠淞己玫暮哪苣芰?，?dǎo)致組合件的滯回曲線十分豐滿(mǎn)。

2)對(duì)于發(fā)生梁鉸破壞的試件RCS-N1，RCS-N2，RCS-N3 和RCS-N6 來(lái)說(shuō)，當(dāng)軸壓比增大時(shí)，組合件的滯回曲線愈加豐滿(mǎn)，原因可能為較高的軸壓比限制柱的裂縫開(kāi)展，減小混凝土柱的損傷，而且高軸壓比提高了高強(qiáng)螺栓和鋼板箍與柱子的摩擦力，節(jié)點(diǎn)區(qū)域變得更為剛性，減小滑移，導(dǎo)致滯回曲線表現(xiàn)出更為豐滿(mǎn)的梭形。

發(fā)生梁鉸破壞的試件，其具有十分飽滿(mǎn)的滯回曲線，其在延性和耗能等抗震指標(biāo)上均優(yōu)于發(fā)生構(gòu)造破壞的試件，鋼梁的塑性變形能力得到了充分發(fā)揮。

在有限元計(jì)算初期，加載與卸載段大致重合，滯回環(huán)呈尖梭形；但在試件屈服后，曲線開(kāi)始偏向位移軸，滯回環(huán)增大明顯，耗能增強(qiáng)，這與試驗(yàn)結(jié)果變化歷程一致。總體來(lái)說(shuō)6個(gè)構(gòu)件滯回曲線均呈紡錘形，且軸壓比越大，滯回曲線越飽滿(mǎn)。

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(yàn)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(fù)加載過(guò)程中，孔洞處出現(xiàn)一定的應(yīng)力集中，此處混凝土損傷嚴(yán)重，導(dǎo)致螺栓不能穩(wěn)定固定在設(shè)計(jì)位置，存在著一定的滑移，引起試驗(yàn)滯回曲線有一定程度的捏縮與傾斜，而有限元建模時(shí)各部件位置較準(zhǔn)確，計(jì)算過(guò)程中由于栓桿與柱之間采用“Tie”命令耦合在一起，節(jié)點(diǎn)處各部件協(xié)同性較好。

6.2 骨架曲線

圖12所示為試驗(yàn)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(duì)于試件RCS-N1，RCS-N2，RCS-N3 和RCS-N6，由于形成梁鉸受力機(jī)制，在峰值荷載之后，強(qiáng)度衰減較慢，沒(méi)有出現(xiàn)突然的荷載下降，抗震性能優(yōu)于發(fā)生構(gòu)造破壞的RCS-N4和RCS-N5。當(dāng)軸壓比由0.40增加至0.45 時(shí)，構(gòu)件的峰值荷載由RCS-N6 的96.22 KN 變?yōu)镽CS-N1 的101.79 KN，但隨著軸壓比繼續(xù)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(shuō)明增大軸壓比有助于構(gòu)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(qiáng)化階段開(kāi)始出現(xiàn)較為明顯的分化，當(dāng)軸壓比增大時(shí)，屈服點(diǎn)與峰值點(diǎn)的連線斜率下降，水平力增長(zhǎng)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(jié)點(diǎn)極限承載力略有降低；在峰值荷載過(guò)后，骨架曲線下降變快。

6.3 剛度退化

采用環(huán)線剛度K表示剛度退化特性，其表達(dá)式為

式中：Fi為i級(jí)位移角3 次循環(huán)對(duì)應(yīng)的最大水平荷載；Δi為i級(jí)位移角3次循環(huán)最大荷載所對(duì)應(yīng)位移。

按式(1)確定的RCS 組合件剛度退化曲線見(jiàn)圖13，根據(jù)圖13可知：

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

2)對(duì)于梁鉸破壞的試件，在加載初期，軸壓比大的構(gòu)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(xiàn)差異，表現(xiàn)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(shuō)明在加載后期，蜂窩鋼梁開(kāi)始成為主要受力部件，導(dǎo)致試件表現(xiàn)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(duì)于梁鉸破壞的試件(如RCS-N1，RCS-N2，RCS-N3 和RCS-N6)來(lái)說(shuō)，在加載過(guò)程中組合件整體剛度都大于發(fā)生構(gòu)造破壞的試件(RCS-N4 和RCS-N5)的剛度，且試件若發(fā)生構(gòu)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(shù)u定量分析軸壓比對(duì)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(shí)對(duì)應(yīng)的位移；Δy為屈服位移，各構(gòu)件的屈服位移采用等能量法[13]確定，具體計(jì)算方法如圖14所示，將試驗(yàn)與有限元計(jì)算結(jié)果整理見(jiàn)表6和表7。

由表6可知：對(duì)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(shuō)明軸壓比越高，構(gòu)件的延性越低，而且根據(jù)文獻(xiàn)[14-15]，其延性普遍在2～4 之間，而本試驗(yàn)組合件延性都不低于4，說(shuō)明鋼板箍可有效提高節(jié)點(diǎn)耗能性能，大幅度降低節(jié)點(diǎn)核心區(qū)混凝土的損傷，增加其延性。分析表6可發(fā)現(xiàn)，高軸壓比可有效延緩組合件開(kāi)裂；對(duì)于構(gòu)造破壞來(lái)說(shuō)，由于焊縫斷裂，未能充分利用鋼梁的塑性變形能力，試件過(guò)早進(jìn)入極限狀態(tài)，工程中應(yīng)對(duì)焊縫質(zhì)量提出較高要求，避免出現(xiàn)構(gòu)造破壞。

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

對(duì)數(shù)值模擬結(jié)果分析可知，在高軸壓比下，組合件的層間位移角仍可達(dá)到1/22 以上。一般來(lái)說(shuō)，鋼梁-混凝土柱組合件層間位移角為1/30～1/20[16-17]，說(shuō)明此種組合件抗傾覆能力強(qiáng)，具有良好的抗震性能。在利用有限元分析中排除試驗(yàn)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?yōu)镽CS-N9 的2.64，延性降低，與試驗(yàn)結(jié)論一致。

6.5 耗能能力

采用等效黏滯系數(shù)he[18]定量分析在低周往復(fù)荷載作用下，軸壓比對(duì)組合件耗能能力的影響，等效黏滯系數(shù)he計(jì)算簡(jiǎn)圖如圖15所示，表達(dá)式如下

式中：SEBF和SFDE之和表示某一加載級(jí)數(shù)下的滯回環(huán)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(jí)數(shù)下滯回環(huán)所對(duì)應(yīng)的等效彈性結(jié)構(gòu)，在正負(fù)方向加載所需消耗的能量。

表6 試驗(yàn)RCS組合件骨架曲線特征點(diǎn)及延性系數(shù)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(diǎn)計(jì)算結(jié)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(shù)的計(jì)算Fig.15 Calculative of equivalent viscous damping coefficient

選取各個(gè)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(huán)面積計(jì)算相應(yīng)的等效黏滯系數(shù)，構(gòu)造破壞的組合件計(jì)算結(jié)果見(jiàn)表8，梁鉸破壞的組合件及數(shù)值模擬結(jié)果如圖16所示。

由圖16(a)可知：對(duì)于梁鉸破壞的組合件RCS-N1，RCS-N2，RCS-N3 和RCS-N6 來(lái)說(shuō)，當(dāng)軸壓比從0.40 提高到0.65，組合件早期等效黏滯系數(shù)降低，但隨著加載，軸壓比大的組合件，等效黏滯系數(shù)增長(zhǎng)較快，耗能能力有著顯著增強(qiáng)，至加載結(jié)束，最大等效黏滯系數(shù)由0.474 提高到0.538，增大13.5%，這是因?yàn)樵谇缙?，組合件耗能主要由柱端混凝土與鋼梁共同承擔(dān)，高軸壓比下限制柱子裂縫開(kāi)展，導(dǎo)致其塑性降低，引起彈性應(yīng)變占比較大，但隨著加載位移逐漸增大，梁鉸機(jī)制的完全形成，鋼材塑性應(yīng)變占比變大，而高軸壓比又引起節(jié)點(diǎn)區(qū)域連接緊密，減少節(jié)點(diǎn)區(qū)域各部件滑移，導(dǎo)致組合件耗能能力又顯著增強(qiáng)。總的來(lái)說(shuō)，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(qiáng)。

表8 構(gòu)造破壞試驗(yàn)RCS組合件等效黏滯系數(shù)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(shù)為0.25～0.35[19-20]，本文組合件采用的節(jié)點(diǎn)形式在發(fā)生正常的梁鉸破環(huán)時(shí)，最大等效黏滯系數(shù)可達(dá)到0.47，耗能能力增長(zhǎng)34.3%以上，表明本文RCS梁柱組合件抗震性能優(yōu)異。此類(lèi)組合件若發(fā)生構(gòu)造破壞，耗能能力則將發(fā)生大幅度下降，抗震性能變差。

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

由圖16(b)可知：高軸壓比下，組合件剛達(dá)到屈服時(shí)，等效黏滯系數(shù)都在0.34 左右，但隨著加載位移角增大，鋼梁進(jìn)入塑性發(fā)展階段，組合件耗能能力快速增加，同時(shí)不同軸壓比下各個(gè)組合件耗能能力出現(xiàn)明顯差異，直至加載結(jié)束，RCS-N7和RCS-N13 最大等效黏滯系數(shù)分別為0.558 和0.632，可見(jiàn)隨著軸壓比增加，組合件耗能能力增強(qiáng)。

7 結(jié)論

1)以鋼板箍約束節(jié)點(diǎn)核心混凝土的新型RCS組合件為基礎(chǔ)，建立的有限元模型能夠較好體現(xiàn)出其在循環(huán)往復(fù)荷載作用下的受力特點(diǎn)。

2)組合件的節(jié)點(diǎn)破壞形態(tài)符合“強(qiáng)柱弱梁、強(qiáng)節(jié)點(diǎn)弱構(gòu)”的抗震設(shè)計(jì)原則，各項(xiàng)抗震指標(biāo)表現(xiàn)良好，表明此種組合件節(jié)點(diǎn)形式有較好的受力性能。工程中應(yīng)對(duì)節(jié)點(diǎn)處焊縫質(zhì)量提出嚴(yán)格要求，避免出現(xiàn)構(gòu)造破壞。

3)軸壓比對(duì)此種梁柱節(jié)點(diǎn)抗震性能有著較為顯著的影響。隨著軸壓比提高，構(gòu)件滯回環(huán)變得豐滿(mǎn)，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(nèi)，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。