鋼筋混凝土柱-鋼梁盒式節(jié)點(diǎn)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(xué) 土木工程學(xué)院，重慶 400045；2.重慶大學(xué) 山地城鎮(zhèn)建設(shè)教育部重點(diǎn)實驗室，重慶 400045；3.重慶保利房地產(chǎn)開發(fā)有限公司，重慶 401147)

鋼筋混凝土柱-鋼梁(RCS)組合結(jié)構(gòu)是一種低成本高效率的鋼-混凝土組合結(jié)構(gòu)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(yōu)點(diǎn)，節(jié)約材料，降低成本，有利于“強(qiáng)柱弱梁”破壞機(jī)制的實現(xiàn)。近30年來，國內(nèi)外學(xué)者對RCS節(jié)點(diǎn)進(jìn)行了大量的試驗研究，使RCS組合結(jié)構(gòu)得到了深入的發(fā)展。Kanno[2]對19個不同構(gòu)造的大比例RCS節(jié)點(diǎn)試件進(jìn)行了低周往復(fù)加載試驗，研究了RCS節(jié)點(diǎn)的強(qiáng)度、變形、抗震承載力和破壞模式，結(jié)果表明RCS節(jié)點(diǎn)的剛度和抗震性能均不亞于相同抗震設(shè)防烈度下的鋼節(jié)點(diǎn)或混凝土節(jié)點(diǎn)。Parra-Montesinos等[3-4]研究了9個梁貫通式邊節(jié)點(diǎn)的抗震性能并提出了基于節(jié)點(diǎn)區(qū)剪切變形的計算模型和相應(yīng)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(xié)會(AIJ)制定的RCS組合節(jié)點(diǎn)設(shè)計準(zhǔn)則[8]基礎(chǔ)上進(jìn)行了大量柱貫通式RCS節(jié)點(diǎn)的擬靜力試驗，認(rèn)為RCS節(jié)點(diǎn)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(dān)。

上述各類傳統(tǒng)RCS節(jié)點(diǎn)各有特點(diǎn)，也基本符合抗震設(shè)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(jìn)杰等[15-16]分別對傳統(tǒng)RCS節(jié)點(diǎn)進(jìn)行了改進(jìn)，并通過試驗研究了改進(jìn)節(jié)點(diǎn)的承載力和抗震性能，提出了相應(yīng)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(jié)點(diǎn)型式及其設(shè)計方法。這些改進(jìn)的節(jié)點(diǎn)形式均能有效提高節(jié)點(diǎn)的抗剪承載力，但改進(jìn)中額外增加的節(jié)點(diǎn)區(qū)構(gòu)造，在一定程度上也增加了節(jié)點(diǎn)受力機(jī)理的復(fù)雜性和設(shè)計施工難度。為此，本文提出了一種改進(jìn)的柱貫通式RCS盒式節(jié)點(diǎn)，該節(jié)點(diǎn)內(nèi)部構(gòu)造簡單，施工更加方便。通過對4個RCS盒式節(jié)點(diǎn)開展擬靜力試驗，研究該節(jié)點(diǎn)的抗震性能，為其在實際工程中的推廣應(yīng)用提供依據(jù)。

1 RCS盒式節(jié)點(diǎn)試驗

1.1 試件設(shè)計與制作

按照“性能可靠，施工方便”的原則在傳統(tǒng)柱貫通式RCS節(jié)點(diǎn)的基礎(chǔ)上，設(shè)計制作了4個RCS盒式節(jié)點(diǎn)試件(見圖1)，其構(gòu)造特點(diǎn)如下：①對稱的外部側(cè)板與鋼梁端板焊接形成鋼盒，2塊對稱的內(nèi)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(jié)點(diǎn)區(qū)混凝土形成有效約束；②鋼梁與鋼梁端板通過焊接連接，內(nèi)部腹板開孔增強(qiáng)了腹板與混凝土的粘結(jié)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(jié)點(diǎn)，節(jié)點(diǎn)內(nèi)無需配置箍筋。

圖1 RCS盒式節(jié)點(diǎn)構(gòu)造

表1 試件的主要參數(shù)

表2 鋼材的力學(xué)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(fù)加載方式進(jìn)行，先在柱頂按照設(shè)計軸壓比施加豎向荷載至預(yù)定值，然后在柱端施加低周反復(fù)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(huán)兩次，加載至柱端反復(fù)荷載顯著降低(小于峰值荷載的85%)或試件不能穩(wěn)定地承受反復(fù)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(nèi)容及測點(diǎn)布置

柱頂水平荷載通過水平千斤頂端部的力傳感器進(jìn)行量測，柱頂水平位移采用位移計進(jìn)行量測，位移數(shù)據(jù)采用德維創(chuàng)DEWE-2601型數(shù)據(jù)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(jié)點(diǎn)區(qū)柱端縱筋和箍筋上布置電阻式應(yīng)變片(規(guī)格：3 mm×5 mm)進(jìn)行量測。在節(jié)點(diǎn)區(qū)內(nèi)部腹板上布置三向應(yīng)變花，用以量測鋼梁腹板剪切應(yīng)變的發(fā)展情況。應(yīng)變數(shù)據(jù)采用東華DHDAS型數(shù)據(jù)采集儀采集，應(yīng)變測點(diǎn)布置如圖5所示。

圖5 應(yīng)變測點(diǎn)布置圖

2 試驗結(jié)果及分析

2.1 試驗現(xiàn)象和破壞形態(tài)

試驗中試件RCSJ-1和RCSJ-2的試驗現(xiàn)象和破壞形態(tài)相似，梁端翼緣首先屈服，最后柱端破壞比梁端嚴(yán)重；試件RCSJ-3和RCSJ-4的試驗現(xiàn)象和破壞形態(tài)相似，梁端翼緣首先屈服，最后梁端破壞比柱端嚴(yán)重。4個試件最終破壞形態(tài)見圖6。選取兩類破壞模式的代表性試件RCSJ-1和RCSJ-3進(jìn)行詳細(xì)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(xiàn)裂縫，各測點(diǎn)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(tài)。當(dāng)位移角幅值為1/150(±15.5 mm)時，位于節(jié)點(diǎn)區(qū)的上下柱端混凝土表面均出現(xiàn)水平裂縫；+15.5 mm位移時鋼梁翼緣測點(diǎn)LS1的應(yīng)變最大，為+1 539 με，局部發(fā)生屈服；其余部位的測點(diǎn)應(yīng)變較小。當(dāng)位移角幅值為1/100(±23.3 mm)時，上柱底部混凝土產(chǎn)生沿45°方向斜向下發(fā)展的裂縫；-23.3 mm位移時內(nèi)部腹板測點(diǎn)H1-3應(yīng)變最大，為+1 436 με，開始屈服。當(dāng)位移角幅值為1/75(±31.1 mm)時，位于節(jié)點(diǎn)區(qū)的上下柱端裂縫繼續(xù)沿45°向節(jié)點(diǎn)區(qū)發(fā)展；鋼梁翼緣和內(nèi)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(diǎn)DS1應(yīng)變最大，達(dá)+1 442 με，鋼梁端板開始屈服。當(dāng)位移角幅值為1/50(±46.6 mm)時，上柱底部混凝土保護(hù)層起鼓，在節(jié)點(diǎn)區(qū)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(nèi)部腹板和鋼梁端板的屈服程度和范圍持續(xù)擴(kuò)大；-46.6 mm位移時柱縱筋測點(diǎn)ZB3應(yīng)變最大，達(dá)+1 976 με，接近屈服。當(dāng)位移角幅值為1/33(±70.6 mm)時，柱端角部混凝土開始出現(xiàn)起酥、外鼓，直至出現(xiàn)局部脫落，節(jié)點(diǎn)區(qū)鋼盒與柱端混凝土交界處間隙加大，間隙寬度達(dá)2～3 mm；鋼梁翼緣、內(nèi)部腹板和鋼梁端板的屈服程度和范圍進(jìn)一步擴(kuò)大；-70.6 mm位移時柱縱筋測點(diǎn)ZB3應(yīng)變最大，達(dá)+2 798 με，發(fā)生屈服。當(dāng)位移角幅值為1/18(±127.8 mm)時，柱端兩側(cè)混凝土破壞嚴(yán)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(diǎn)G2的應(yīng)變最大，為+1 022 με；-127.8 mm位移時鋼盒外部側(cè)板表面測點(diǎn)HS1的應(yīng)變最大，為+1 490 με，均未屈服；此時，試件的峰值荷載及剛度發(fā)生顯著下降，結(jié)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(xiàn)裂縫，各測點(diǎn)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(tài)。當(dāng)位移角幅值為1/150(±15.5 mm)時，位于節(jié)點(diǎn)區(qū)的上下柱端混凝土表面出現(xiàn)多條水平裂縫，并“躍”過柱棱角向兩側(cè)發(fā)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(diǎn)LS1應(yīng)變最大，達(dá)+1 440 με，鋼梁翼緣局部屈服；其余部位的測點(diǎn)應(yīng)變較小。當(dāng)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(xù)發(fā)展；-23.3 mm位移時鋼梁端板測點(diǎn)DS2應(yīng)變最大，為+1 397 με；+23.3 mm位移時內(nèi)部腹板測點(diǎn)H3-3應(yīng)變最大，為+1 348 με，鋼梁端板和內(nèi)部腹板均開始屈服。當(dāng)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(jié)點(diǎn)區(qū)斜向發(fā)展；鋼梁翼緣、鋼梁端板和內(nèi)部腹板屈服程度和范圍擴(kuò)大。當(dāng)位移角幅值為1/33(±70.6 mm)時，柱端臨近節(jié)點(diǎn)區(qū)出現(xiàn)了數(shù)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(xiàn)混凝土起皮掉渣現(xiàn)象；鋼梁翼緣、鋼梁端板和內(nèi)部腹板的屈服程度和范圍進(jìn)一步擴(kuò)大；-70.6 mm位移時柱縱筋測點(diǎn)ZA2應(yīng)變最大，達(dá)2 210 με，發(fā)生屈服。當(dāng)位移角幅值為1/25(±93.2 mm)時，鋼梁翼緣交替出現(xiàn)受壓鼓曲現(xiàn)象，翼緣大部分測點(diǎn)失效，梁端已基本形成塑性鉸；在節(jié)點(diǎn)區(qū)兩側(cè)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(fā)生翹曲。當(dāng)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(dá)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(fā)生斷裂，試件的極限荷載及剛度發(fā)生顯著下降，結(jié)束加載。

從4個試件的試驗現(xiàn)象來看，試件的破壞區(qū)域集中在梁柱端部與鋼盒的連接部位，盒式節(jié)點(diǎn)的內(nèi)部腹板和鋼梁端板雖然發(fā)生了屈服，但節(jié)點(diǎn)區(qū)整體性保持較好，未發(fā)生失效，能夠滿足“強(qiáng)節(jié)點(diǎn)弱構(gòu)件”的設(shè)計要求。

按實際材料參數(shù)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(qiáng)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(qiáng)柱弱梁”。試驗中，各試件也表現(xiàn)為鋼梁比柱筋先屈服。從試驗現(xiàn)象看，各試件的極限破壞狀態(tài)有所不同，試驗中RCSJ-1和RCSJ-2的柱端比梁端破壞嚴(yán)重；RCSJ-3和RCSJ-4的梁端破壞比柱端破壞嚴(yán)重。其原因主要是，RCSJ-3和RCSJ-4盒式節(jié)點(diǎn)內(nèi)部腹板厚度和內(nèi)部腹板間距均大于RCSJ-1和RCSJ-2的。RCSJ-3和RCSJ-4盒式節(jié)點(diǎn)的內(nèi)部腹板屈服要明顯晚于RCSJ-1和RCSJ-2的，其節(jié)點(diǎn)區(qū)混凝土的約束效應(yīng)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(yán)重，特別是RCSJ-1和RCSJ-2試件。主要原因是鋼盒抗壓承載力遠(yuǎn)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(hù)層直接受壓。實際應(yīng)用時，可采取增加鋼盒高度，或鋼盒內(nèi)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(jié)點(diǎn)受力特點(diǎn)

圖7是側(cè)移分別為±11.6 mm和±15.5 mm時4個試件各組件測點(diǎn)應(yīng)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(fā)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(fā)生了屈服，有1個試件的內(nèi)部腹板接近屈服?？梢?，各試件的應(yīng)變最大部位均為鋼梁翼緣，其次為內(nèi)部腹板；而各試件應(yīng)變最小的部位在外部側(cè)板，其僅為內(nèi)部腹板的1/10～1/5左右，說明盒式節(jié)點(diǎn)中內(nèi)部腹板是主要的受力組件。

由圖7中試件RCSJ-1和RCSJ-3的應(yīng)變對比可知，隨著內(nèi)部腹板間距(兩腹板均在梁翼緣內(nèi))的加大，內(nèi)部腹板、外部側(cè)板、鋼梁端板和鋼梁翼緣的應(yīng)變均有所減小。這是因為內(nèi)部腹板間距的增加降低了對鋼梁端板的約束和增加了內(nèi)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(yīng)變對比可知，在鋼梁端增加蓋板后，鋼梁翼緣的應(yīng)變減小，而內(nèi)部腹板和鋼梁端板的應(yīng)變顯著增加。蓋板增加了梁端的抗彎剛度和抗剪剛度，增強(qiáng)了對鋼梁端板和內(nèi)部腹板的約束，從而增加了內(nèi)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(yīng)變對比可知，內(nèi)部腹板厚度增加時，鋼梁翼緣的應(yīng)變顯著增加，鋼梁端板的應(yīng)變也略有增加，而內(nèi)部腹板的應(yīng)變卻略有減小，說明內(nèi)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(huán)

圖8是試件RCSJ-1在±15.5 mm和±116.5 mm加載循環(huán)峰值對應(yīng)的鋼盒外部側(cè)板各測點(diǎn)的應(yīng)變值，圖中括號外的數(shù)值為正向加載的應(yīng)變值，括號內(nèi)的數(shù)值為反向加載的應(yīng)變值。從圖中可以看出，當(dāng)加載到+15.5 mm時，外部側(cè)板AC軸線上的應(yīng)變最大，同時D點(diǎn)也出現(xiàn)較大的拉應(yīng)變；當(dāng)加載到-15.5 mm時，外部側(cè)板BD軸線上的應(yīng)變最大，同時A點(diǎn)有出現(xiàn)較大的拉應(yīng)變。說明外部側(cè)板表現(xiàn)出斜向剪切受力的特點(diǎn)，同時在AD附近體現(xiàn)出類似箍筋的受拉性態(tài)；而當(dāng)加載到+116.5 mm時，在外部側(cè)板AC軸線上應(yīng)變較大，同時D點(diǎn)出現(xiàn)最大的拉應(yīng)變；而當(dāng)加載到-116.5 mm時，在外部側(cè)板BD軸線上的應(yīng)變最大，同時A點(diǎn)出現(xiàn)較大的拉應(yīng)力。與±15.5 mm加載相比，±116.5 mm加載時，外部側(cè)板受力特點(diǎn)更接近箍筋。

圖8 RCSJ-1外部側(cè)板的測點(diǎn)應(yīng)變

圖9為試件RCSJ-1和RCSJ-3在加載位移為±15.5 mm時內(nèi)部腹板應(yīng)變花的應(yīng)變經(jīng)計算所得的主拉應(yīng)變和方位角，圖中括號外的值為+15.5 mm加載時的應(yīng)變，括號內(nèi)的值為-15.5 mm加載時的應(yīng)變。從圖中可以看出，當(dāng)加載位移為+15.5 mm時，試件RCSJ-1和RCSJ-3的內(nèi)部腹板均體現(xiàn)為AC軸線上受力；而當(dāng)加載位移為-15.5 mm時，試件RCSJ-1和RCSJ-3的內(nèi)部腹板均體現(xiàn)為BD軸線上受力，表明內(nèi)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(cè)板的應(yīng)變小于內(nèi)部腹板的應(yīng)變。參考圖7，可見外部側(cè)板所受應(yīng)力約為內(nèi)部腹板的10%～20%。綜上所述，鋼盒節(jié)點(diǎn)中的內(nèi)部腹板主要承擔(dān)剪力作用，外部側(cè)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(xiàn)了一定的殘余變形，但此時整個滯回曲線仍較緊湊，呈現(xiàn)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(fā)展迅速，卸載后殘余應(yīng)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(xiàn)一定的“捏縮”現(xiàn)象，一方面隨著梁端彎矩的增大，節(jié)點(diǎn)核心區(qū)井字形腹板屈服，節(jié)點(diǎn)區(qū)內(nèi)側(cè)混凝土發(fā)生剪切破壞，導(dǎo)致柱縱筋發(fā)生粘結(jié)退化，另一方面來自于循環(huán)過程中柱端彎曲、剪切裂縫一張一合所引起。柱端混凝土發(fā)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(xiàn)反S型。由于試件RCSJ-2梁端進(jìn)行了加強(qiáng)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(xiàn)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(dá)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(diǎn)列于表3。試件RCSJ-2由于采用了梁端加強(qiáng)，在試件達(dá)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(jié)點(diǎn)區(qū)腹板間距較試件RCSJ-3的更小，較小的腹板間距對節(jié)點(diǎn)區(qū)混凝土的約束作用改善鋼筋與骨料之間的粘結(jié)性能，同時增強(qiáng)節(jié)點(diǎn)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(nèi)部腹板更厚，使得節(jié)點(diǎn)剛度更大。

表3 各試件骨架曲線各特征點(diǎn)試驗結(jié)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(huán)中第一次循環(huán)對應(yīng)的等效剛度;Qi是第i級位移循環(huán)中第一次循環(huán)對應(yīng)的最大荷載;Δi是第i級位移循環(huán)中第一次循環(huán)對應(yīng)的最大位移。

四個試件在循環(huán)荷載作用下剛度都出現(xiàn)了較為顯著的退化(圖12)，主要原因是試件屈服后塑性發(fā)展導(dǎo)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(fā)生斷裂，因此后期剛度退化下降較快，而另兩個構(gòu)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(shù)λi來衡量，其計算公式為：

(2)

四個構(gòu)件承載力退化曲線關(guān)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(fù)向推力均表示出來，負(fù)向推力所對應(yīng)的λi為負(fù)值。

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圖13 各試件正負(fù)向承載力退化曲線

由圖13可見，側(cè)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(cè)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(xiàn)為逐漸減小，但減小幅值較小，表明該類節(jié)點(diǎn)承載力退化不明顯。試件RCSJ-3試件在±116.5 mm側(cè)向加載的第二次循環(huán)時，出現(xiàn)了鋼梁端部焊縫斷裂，使得該加載循環(huán)時的λ有明顯下降。試件RCSJ-4在±93.2 mm側(cè)向加載的第二次循環(huán)時，出現(xiàn)了鋼梁端部焊縫斷裂，使得該加載循環(huán)時的λ出現(xiàn)顯著降低；由于此時承載力尚未降至承載力峰值的85%，再進(jìn)行了后續(xù)的側(cè)向加載，由于后續(xù)加載的不同循環(huán)內(nèi)未出現(xiàn)明顯的承載力變化，則相應(yīng)的λ變化平緩。

2.5 位移延性及耗能

延性系數(shù)采用下式計算：

(3)

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

從表3可以看出，四個構(gòu)件的延性系數(shù)均大于3.0，表現(xiàn)出了良好的延性特征，試件RCSJ-3與RCSJ-4若非在加載后期發(fā)生鋼梁對接焊縫斷裂，可能得到更高的延性系數(shù)，而試件RCSJ-1與RCSJ-2由于內(nèi)部腹板先于鋼梁翼緣屈服，延性系數(shù)略低。四個構(gòu)件的延性均滿足結(jié)構(gòu)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(guān)系如圖15所示。

圖15 各構(gòu)件等效黏滯阻尼系數(shù)

由圖15可知，試件RCSJ-1和RCSJ-2以節(jié)點(diǎn)區(qū)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(jié)點(diǎn)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(jī)制有關(guān)，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(jié)點(diǎn)的一般等效黏滯阻尼比為0.1左右，而型鋼混凝土節(jié)點(diǎn)的等效黏滯阻尼比在0.3左右，本次試驗RCS節(jié)點(diǎn)的等效黏滯阻尼比介入兩者之間，節(jié)點(diǎn)的耗能能力良好。

3 結(jié) 論

本文通過對4個RCS盒式節(jié)點(diǎn)進(jìn)行低周反復(fù)加載試驗，考察了此類節(jié)點(diǎn)的破壞特點(diǎn)、受力特征和抗震性能，得出如下結(jié)論：

(1)試件的破壞區(qū)域主要在柱端和梁端，盒式節(jié)點(diǎn)雖然在內(nèi)部腹板和鋼梁端板發(fā)生了屈服，但節(jié)點(diǎn)區(qū)整體性保持較好，未發(fā)生失效，滿足“強(qiáng)節(jié)點(diǎn)弱構(gòu)件”的設(shè)計要求。

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

(3)RCS盒式節(jié)點(diǎn)的內(nèi)部腹板主要承受剪力，外部側(cè)板主要起箍筋作用并承受部分剪力。

(4)當(dāng)兩內(nèi)部腹板在鋼梁翼緣寬度范圍內(nèi)時，內(nèi)部腹板間距加大會使內(nèi)部腹板、外部側(cè)板、鋼梁端板和鋼梁翼緣的應(yīng)變減?。讳摿阂砭壣w板會使鋼梁翼緣的應(yīng)變減小，內(nèi)部腹板和鋼梁端板的應(yīng)變顯著增加；內(nèi)部腹板加厚會使鋼梁翼緣的應(yīng)變顯著增加，鋼梁端板的應(yīng)變略有增加內(nèi)，內(nèi)部腹板的應(yīng)變卻略有減小。盒式節(jié)點(diǎn)設(shè)計時應(yīng)適當(dāng)增大內(nèi)部腹板間距并選用較大的板厚。