矩形鋼管混凝土柱-混凝土梁穿筋節(jié)點力學性能試驗研究

張艷霞，劉梓洋，徐 斌，孫 宇

(1. 北京建筑大學土木與交通工程學院，北京 100044；2. 北京建筑大學北京未來城市設計高精尖創(chuàng)新中心，北京 100044；3. 中設安泰(北京)工程咨詢有限公司，北京 100044)

隨著我國經濟和城市人口的迅速發(fā)展，高層和超高層建筑在現(xiàn)代城市建設中仍然發(fā)揮著重要的作用。矩形鋼管混凝土柱因其承載力高、抗震性能好、耐火性能較好、施工方便等優(yōu)點，在高層和超高層建筑中得到廣泛的應用。但由于超高層地下部分框架梁因防腐防潮等問題往往采用混凝土結構。在矩形鋼管柱截面較大，無法下插到地下結構的混凝土柱內的情況下，往往是較大截面的矩形鋼管混凝土柱在地下室內與混凝土梁相交，形成了矩形鋼管混凝土柱-混凝土梁連接節(jié)點，然而矩形鋼管混凝土柱與混凝土梁的連接節(jié)點一直是組合結構中設計和施工的難點之一。該類連接節(jié)點目前常用連接節(jié)點有兩種：一是矩形鋼管混凝土柱-混凝土梁焊接牛腿式連接節(jié)點，該連接節(jié)點現(xiàn)場焊接量大，拖延施工進度，無法達到節(jié)能環(huán)保的目的；二是矩形鋼管混凝土柱-混凝土梁套筒牛腿式連接節(jié)點，該連接節(jié)點對套筒精度要求較高，現(xiàn)場補做的套筒不易保證焊接質量。且二者在節(jié)點域處混凝土縱筋斷開，傳力不直接。國內外專家針對矩形鋼管混凝土柱與混凝土梁的連接節(jié)點也做了一些研究。Alostaz和Yousef[1]研究了鋼管混凝土的連接問題，主要考慮其連接件的抗彎強度，分析和實驗結果表明僅與管壁相連的連接件附近會產生較大的管壁變形，使用外隔板改善了簡單的連接性能，但其性能受隔板幾何形狀的影響。王秀麗等[2]提出了新型方鋼管混凝土柱-混凝土梁新型連接節(jié)點。該種新型連接節(jié)點受力可靠，施工便捷，適用于實際工程。曲慧和王文達[3]對兩種新型鋼管混凝土柱-混凝土梁連接節(jié)點進行了有限元模擬研究。對兩種類型節(jié)點進行了理論計算，并對之前的試驗結果進行了驗證。他們提出適用于鋼管混凝土柱-外環(huán)板式鋼梁和鋼筋環(huán)繞式鋼筋混凝土梁連接節(jié)點的相似模型，模擬結果與之前試驗研究結果一致。趙毅和徐禮華[4]提出勁性環(huán)梁式鋼管混凝土節(jié)點，節(jié)點承載力大，滿足設計要求。李正良等[5]提出新型裝配式方鋼管混凝土柱-鋼筋混凝土梁組合框撐體系，該體系保證了“強節(jié)點弱構件”的理想失效路徑并保護了節(jié)點核心區(qū)的完整性。林彥和周學軍[6]提出了外伸內隔板鋼筋截斷式節(jié)點，該節(jié)點有利于變截面的上下柱連接并能夠有效地保護變截面處柱節(jié)點域。Dang等[7]研究了鋼管混凝土柱與鋼筋混凝土梁的錯列平面外連接問題，對4種SOC-TCB進行了反復荷載試驗，試驗結果表明節(jié)點剪切變形很小，在鋼筋混凝土梁處形成塑性鉸，但由于縱筋錨固長度不足，鋼筋混凝土梁發(fā)生錨固破壞。王琨等[8]建立了預應力型鋼混凝土梁-鋼管混凝土疊合柱框架中節(jié)點精細化數值有限元模型，基于參數分析結果，提出了節(jié)點核心區(qū)受剪承載力計算公式可供工程設計參考。李楊等[9]研究鋼-混凝土雙面組合作用梁框架節(jié)點的抗震性能，通過改變下部混凝土板厚度和傳力方式，研究下部混凝土板不同厚度和不同傳力方式對雙面組合作用梁力學性能的影響，研究發(fā)現(xiàn)與普通鋼-混凝土單面組合作用梁框架節(jié)點相比，鋼-混凝土雙面組合作用梁十字形框架節(jié)點具有更高的承載力和剛度，適用于荷載較大的結構，下部混凝土板采用預制法制作和螺栓連接更加方便、可靠。以上研究依然存在混凝土縱筋在節(jié)點域斷開，現(xiàn)場焊接縱筋的問題。

北京CBD核心區(qū)Z13項目是由一幢高層辦公塔樓、一幢一層高的裙房以及五層地下停車層場組成。塔樓結構高度為180 m，共42層，標準層結構層高為4.35 m。該項目采用混凝土核心筒-鋼梁矩形鋼管混凝土柱外框-單向伸臂和腰桁架-端部躍層支撐框架組成的混合結構體系。地下部分采用矩形鋼管混凝土柱與混凝土梁連接節(jié)點，結合該項目需求提出了矩形鋼管混凝土柱-混凝土梁穿筋節(jié)點(后文簡稱穿筋節(jié)點)，該連接節(jié)點通過梁上受力鋼筋穿過鋼管混凝土柱，同設置的暗梁共同承受剪力，通過加厚節(jié)點域矩形鋼管柱壁板的方法，達到節(jié)點傳力簡便直接、強化節(jié)點域及避免現(xiàn)場焊接的目標。本文設計了不同配筋率的矩形鋼管混凝土柱-混凝土梁穿筋節(jié)點進行低周往復加載試驗作用下的模型試驗。研究試件節(jié)點的滯回性能、骨架曲線、破壞形態(tài)、耗能能力和延性等力學性能。并與傳統(tǒng)的矩形鋼管混凝土柱-混凝土梁焊接牛腿式連接節(jié)點和套筒牛腿式連接節(jié)點進行性能對比。同時在試驗基礎上，對矩形鋼管混凝土柱-混凝土梁穿筋節(jié)點矩形鋼管混凝土受力性能進行理論受力分析，提出可靠地受彎承載力設計公式，并依照暗梁承擔剪力給出合理的暗梁優(yōu)化設計建議。

1 矩形鋼管混凝土柱-混凝土梁穿筋節(jié)點構造

矩形鋼管混凝土柱-混凝土梁穿筋節(jié)點在工廠將型鋼暗梁焊接在鋼柱壁板上，暗梁上下翼緣焊有栓釘。梁縱向鋼筋在現(xiàn)場穿過鋼管柱預留孔洞穿過鋼柱，節(jié)點區(qū)鋼管柱壁板根據穿孔造成的截面損失加厚。矩形鋼管混凝土柱-混凝土梁穿筋節(jié)點示意圖如圖1所示。

圖1 矩形鋼管混凝土柱-混凝土梁穿筋節(jié)點示意圖Fig.1 Schematic diagram of steel bar-pierced joint of RC beam and rectangular concrete-filled steel tubular column

2 試驗設計

2.1 試件設計和制作

選取Z13項目中外框架地下鋼管混凝土-混凝土梁節(jié)點，如圖2所示。該節(jié)點矩形鋼管混凝土柱截面為1100 mm×1100 mm×36 mm，混凝土梁截面為500 mm×650 mm。對該節(jié)點進行0.5倍縮尺，設計了三種不同配筋率的矩形鋼管混凝土柱-混凝土梁穿筋節(jié)點SPBTC1-3(梁縱筋穿過鋼管柱)，暗梁同工程設計一致按承擔全部剪力考慮，同時將穿筋節(jié)點和另外兩種構造形式的節(jié)點進行對比，設計了矩形鋼管混凝土柱-混凝土梁焊接牛腿式連接節(jié)點BWBTC(梁縱筋焊接于暗梁)和矩形鋼管混凝土柱-混凝土梁套筒牛腿式連接節(jié)點SBBTC(縱筋套筒焊接于鋼管柱)，五個構件矩形鋼管混凝土柱截面為550 mm×550 mm×18 mm，混凝土梁截面為250 mm×325 mm，每個十字節(jié)點兩側梁長均為2400 mm，柱高均為3000 mm。試件尺寸如表1所示，三種做法的矩形鋼管混凝土柱-混凝土梁連接節(jié)點配筋率均為1.25%，三種做法對比圖如圖3所示。三個矩形鋼管混凝土柱-混凝土梁穿筋節(jié)點的配筋率分別為：0.99%、1.25%、1.87%。試驗中矩形鋼管混凝土柱-混凝土梁試件混凝土全部采用C35級，鋼筋采用HRB400級，鋼材采用Q345B級。試件滿足標準及規(guī)程[10 ? 12]規(guī)定構造要求。

圖2 施工現(xiàn)場Fig.2 Construction site

圖3 三種不同類型節(jié)點試件Fig.3 Three different types of node test pieces

表1 試件信息Table 1 Test piece information

按照《普通混凝土力學性能試驗方法標準》(GB/T 50081?2002)[13]對混凝土試塊進行力學性能試驗，得到立方體抗壓強度平均值為fcu,m=37 MPa。按照《金屬材料 拉伸試驗 第1部分: 室溫試驗方法》(GB/T228.1?2010)[14]，在試驗同期使用北京建筑大學實驗室的萬能試驗機對試件使用鋼筋及鋼材進行材料力學性能試驗。鋼筋力學性能如表2，鋼材力學性能如表3所示。

表2 鋼筋力學性能Table 2 Mechanical properties of steel bars

表3 材性試樣單軸拉伸試驗結果Table 3 Uniaxial tensile test results of material samples

2.2 試驗加載裝置

矩形鋼管混凝土柱-混凝土梁穿筋節(jié)點低周往復加載試驗在北京建筑大學結構實驗室進行，試驗設計如圖4所示。試驗試件安裝完成，如圖5所示。

圖4 試驗裝置圖Fig.4 Test device diagram

圖5 試驗現(xiàn)場圖Fig.5 Test site map

2.3 加載制度

加載制度參考文獻[15 ? 16]，試驗采用《建筑抗震試驗規(guī)程》(JGJ/T 101?2015)[17]中規(guī)定的力和位移協(xié)同控制的加載制度，如圖6所示。試驗初期先采用力控制，規(guī)定東梁向上加載，西梁向下加載為正向加載；東梁向下加載，西梁向上加載為負向加載。預估構件的屈服荷載，采用25%屈服荷載逐級遞增進行加載，每級荷載加載一圈，直至試件屈服。當試件由彈性階段進入塑性階段時，即節(jié)點屈服時，將梁端的位移定為屈服位移Δ。此時采用位移控制加載，每級加載位移為Δ倍數，每級加載三圈，直至構件承載力下降到極限承載力的85%以下或構件變形太大時，停止加載。

圖6 加載制度示意圖Fig.6 Schematic diagram of loading system

2.4 測量內容及方法

通過位移計在梁加載端進行位移測量，利用作動器對實際作用在試件上的荷載進行測量，通過在試件表面繪制網格線對試驗過程中出現(xiàn)的裂縫進行實時觀察并測量，試驗選用DH3820高速靜態(tài)應變測試分析系統(tǒng)進行數據存儲。應變片及位移計位置如圖7～圖10所示。

圖7 縱筋箍筋應變片布置圖Fig.7 Arrangement of strain gauges for longitudinal tendons

圖9 混凝土外表面應變片布置圖Fig.9 Arrangement of strain gauges on the other surface of concrete

圖10 位移計布置圖Fig.10 Displacement meter layout

2.5 試驗過程及現(xiàn)象

試件SPBTC-1加載至20 kN時，東梁下表面第一條細小橫向裂縫，試件進入帶裂縫工作階段。當荷載加載至24 kN時，梁上裂縫增多，結合梁上縱筋應變判斷節(jié)點進入塑性變形階段，試驗轉為位移加載控制，以此時梁端位移Δ=7.5 mm的倍數逐級加載。隨位移加載增加，試件的受拉橫向裂縫在東西梁受拉一側更多位置出現(xiàn)，并且橫向裂縫向梁高所在側面有較長延伸。位移加載從3Δ～4Δ時，東西混凝土梁上下面受拉側裂縫隨著加載逐級增多，橫向短裂縫逐漸相連貫穿且集中在牛腿截面處出現(xiàn)，梁側面豎向裂縫持續(xù)發(fā)展，牛腿截面處豎向裂縫數量增多，梁側面上下豎向原有豎向裂縫開始向斜向延長，在牛腿截面處集中相交。當位移加載至5Δ時，東西梁上下面受拉側混凝土不再出現(xiàn)新裂縫，多條橫向裂縫相連貫穿，導致部分受拉側混凝土外表皮脫落，此時梁端受拉側混凝土裂縫最大寬度達到1 mm～2 mm。同時側面多條混凝土斜向裂縫繼續(xù)發(fā)展相連，裂縫寬度持續(xù)變寬，靠受拉側部分混凝土表皮脫落，初步形成塑性鉸。位移加載至7Δ時，東西梁上下受拉截面橫向貫穿裂縫寬度持續(xù)變大，裂縫最大寬度達到3 mm，混凝土表皮持續(xù)脫落，同時側面混凝土斜向裂縫繼續(xù)變寬，也出現(xiàn)混凝土外表皮脫落現(xiàn)象。當位移加載至8Δ時，東西梁上下受拉截面橫向貫穿裂縫寬度持續(xù)變大，梁受壓側混凝土被壓碎，梁混凝土表皮、塊體持續(xù)脫落，同時東西梁側面混凝土斜向裂縫繼續(xù)變寬，混凝土外表皮脫落。最終，加載至9Δ時，西梁也出現(xiàn)大塊混凝土剝落現(xiàn)象且由于東梁破壞嚴重，承載力下降至極限荷載85%，試驗結束，過程如圖11所示。

圖11 試件SPBTC-1Fig.11 Test piece SPBTC-1

其他試件試驗現(xiàn)象與試件SPBTC-1相差不大。試件BWBTC加載至30 kN正向第一圈時，東梁混凝土與鋼柱鉸接面出現(xiàn)第一條細小橫向裂縫，西梁下面受壓無橫向裂縫產生；荷載施加到負向30 kN時，東梁下面裂縫閉合，西梁混凝土與鋼柱交接面出現(xiàn)第一條細小橫向裂縫，結合鋼筋應變變化，判斷鋼筋進入塑性變形階段，試驗轉為位移加載控制。位移加載以施加30 kN時，東西梁位移以Δ=7.45 mm≈7.5 mm的倍數逐級加載。加載至5Δ，裂縫數量增加緩慢，裂縫寬度變大，東西梁上下截面橫向裂縫在牛腿截面處相連貫穿，裂縫開裂最大寬度為1 mm，梁側面豎向裂縫繼續(xù)向斜向發(fā)展在牛腿截面處集中交叉延續(xù)，初步形成塑性鉸區(qū)域。7Δ～8Δ時，東西梁上下受拉截面橫向貫穿裂縫寬度持續(xù)變大，裂縫最大寬度達到3 mm，其中西梁混凝土脫落現(xiàn)象較為嚴重。位移加載9Δ過程中，位移加載至10Δ時，西梁下面?zhèn)让嬗写髩K混凝土脫落，東梁也出現(xiàn)大塊混凝土塊剝落現(xiàn)象。由于西梁正負向承載力下降嚴重，試驗停止，過程如圖12所示。

圖12 試件BWBTCFig.12 Test piece BWBTC

試件SBBTC當荷載施加到正向26 kN時，東梁下面在牛腿截面處出現(xiàn)第一條細小橫向裂縫，西梁下面受壓無橫向裂縫產生，此時節(jié)點進入帶裂縫工作階段。荷載施加到負向26 kN時，東梁上面在牛腿截面處出現(xiàn)細小橫向裂縫，東梁下面裂縫閉合，同時西梁下面在牛腿截面處出現(xiàn)細小橫向裂縫，結合鋼筋應變變化，判斷鋼筋進入塑性變形階段。試驗改為位移加載控制，位移加載以施加26 kN荷載時，東西梁位移以Δ=7.5 mm的倍數逐級加載。加載至6Δ時，裂縫數量不再增加，裂縫寬度持續(xù)增加，東西梁上下截面橫向裂縫在牛腿截面處相連貫穿，初步形成塑性鉸分區(qū)。加載至8Δ時，東梁上下受拉截面橫向貫穿裂縫寬度持續(xù)變大，裂縫最大寬度達到3 mm，梁混凝土表皮持續(xù)脫落，同時側面混凝土斜向裂縫繼續(xù)變寬，混凝土外表皮脫落，此時西梁上面部分混凝土隆起，側面可清晰看出隆起下部開縫，伴隨側面混凝土表皮隆起，塑性鉸上半區(qū)三角形突顯，側面塑性鉸周圍混凝土開裂達到4 mm，下側混凝土表皮有大塊脫落現(xiàn)象。移加載9Δ過程中，西梁受壓側混凝土在暗梁截面處繼續(xù)被壓碎，西梁側面暗梁外側端部截面處混凝土有較大塊體脫落，東梁只有部分混凝土表皮剝落。最終由于西梁正負向承載力下降嚴重，試驗停止，過程如圖13所示。

圖13 試件SBBTCFig.13 Test piece SBBTC

試件SPBTC-2當荷載施加到正向30 kN時，東梁下面在牛腿截面處出現(xiàn)多條細小橫向裂縫，同時梁側面出現(xiàn)多條豎向裂縫，西梁下面受壓無橫向裂縫產生，此時節(jié)點進入帶裂縫工作階段。荷載施加到負向30 kN時，東梁上面在牛腿截面處出現(xiàn)多條細小橫向裂縫，東梁下面裂縫閉合，西梁下面在牛腿截面處出現(xiàn)細小橫向裂縫，同時梁側面出現(xiàn)多條豎向裂縫。結合鋼筋應變變化，判斷鋼筋進入塑性變形階段，試驗轉為位移加載控制。位移加載以施加30 kN時東西梁位移Δ=7.5 mm倍數逐級加載。加載至5Δ，裂縫數量不再增加，裂縫寬度持續(xù)增加，東西梁上下截面橫向裂縫在牛腿截面處相連貫穿，開裂處有些許混凝土表皮脫落，裂縫開裂最大寬度為1 mm。梁側面豎向裂縫繼續(xù)在牛腿截面處交叉延展，初步形成塑性鉸分區(qū)。位移加載至7Δ時，東西梁上下受拉截面橫向貫穿裂縫寬度持續(xù)變大，裂縫最大寬度達到3 mm，梁混凝土表皮持續(xù)脫落，同時側面混凝土斜向裂縫繼續(xù)變寬，混凝土外表皮脫落。加載8Δ過程中，東梁下面牛腿截面處受壓混凝土被壓碎，從受壓過程轉受拉過程中，有大塊混凝土脫落，東梁側面牛腿截面處混凝土也有較大塊體脫落，此時梁端塑性鉸明顯，西梁無混凝土被壓碎現(xiàn)象，只有裂縫寬度變寬，些許混凝土表皮脫落。在位移加載9Δ過程中，東梁下面牛腿截面處受壓混凝土被壓碎，大塊混凝土脫落，東梁側面牛腿截面處混凝土也有較大塊體脫落，梁端塑性鉸明顯。由于東梁正負向承載力下降嚴重，試驗停止，過程如圖14所示。

圖14 試件SPBTC-2Fig.14 Test piece SPBTC-2

試件SPBTC-3當荷載施加到正向24 kN時，東梁下面在牛腿截面處出現(xiàn)多條細小橫向裂縫，同時梁側面出現(xiàn)多條豎向裂縫，西梁下面受壓無橫向裂縫產生，此時節(jié)點進入帶裂縫工作階段。荷載施加到負向24 kN時，東梁上面在牛腿截面處出現(xiàn)多條細小橫向裂縫，東梁下面裂縫閉合，西梁下面在牛腿截面處出現(xiàn)細小橫向裂縫，同時梁側面出現(xiàn)多條豎向裂縫。結合鋼筋應變變化，判斷鋼筋進入塑性變形階段，試驗轉為位移加載控制。位移加載以施加20 kN時東西梁位移Δ=7.5 mm的倍數逐級加載。加載至5Δ，裂縫數量不再增加，裂縫寬度持續(xù)增加，東西梁上下截面橫向裂縫在牛腿截面處相連貫穿，開裂處有些許混凝土表皮脫落，裂縫開裂最大寬度為1 mm。梁側面豎向裂縫繼續(xù)在牛腿截面處相交延展，初步形成塑性鉸分區(qū)。加載至7Δ時，東西梁上下受拉截面橫向貫穿裂縫寬度持續(xù)變大，裂縫最大寬度達到3 mm，梁混凝土表皮持續(xù)脫落，同時側面混凝土斜向裂縫繼續(xù)變寬，混凝土外表皮脫落。位移加載至8Δ時，東梁下面?zhèn)让嬗写髩K混凝土剝落，西梁也出現(xiàn)少量混凝土剝落現(xiàn)象。由于東梁正負向承載力下降嚴重，試驗停止。試驗最終破壞照片如圖15所示。

圖15 試件SPBTC-3Fig.15 Test piece SPBTC-3

3 試驗結果對比

3.1 滯回曲線

五個試件東梁滯回曲線對比圖如圖16和圖17所示。圖中可以看出五個試件滯回曲線連續(xù)飽滿，耗能充分。由滯回曲線可知，在加載的初始階段，節(jié)點處于彈性狀態(tài)，滯回環(huán)面積很小。荷載恢復到0 kN時，殘余變形幾乎不存在。隨著加載的進行，梁端荷載及位移不斷增大，節(jié)點耗能能力逐漸增強，滯回環(huán)包圍的面積也越來越大，由于混凝土受壓端的塑性變形，以及受拉端鋼筋與混凝土之間的粘結滑移效應，曲線呈現(xiàn)出反S形，呈現(xiàn)出了較嚴重的捏攏現(xiàn)象。在同級加載下，第二次循環(huán)較第一次循環(huán)的荷載峰值有不同程度的降低情況，表明其由于混凝土破壞、斜裂縫開展及粘結滑移現(xiàn)象等原因而出現(xiàn)了強度退化的現(xiàn)象。加載末期，滯回曲線呈現(xiàn)出了Z形，說明混凝土梁截面混凝土開始壓碎，在壓碎混凝土受拉過程中脫落，導致下一級受壓時不能提供力矩，承載力下降。滯回曲線正負不完全對稱，主要原因是：1)受試件的累計損傷和殘余變形影響；2)受梁自重及夾具自重影響。

圖16 不同節(jié)點類型試件東梁滯回曲線對比Fig.16 Comparison of hysteretic curves of east beams of different joint types

圖17 不同配筋率穿筋節(jié)點試件東梁滯回曲線對比Fig.17 Comparison of hysteretic curves of east beams of reinforced joints with different reinforcement ratios

3.2 骨架曲線

五個試件東梁骨架曲線對比圖如圖18和圖19所示。由圖可以看出：

圖18 不同節(jié)點類型試件東梁骨架曲線對比Fig.18 Comparison of skeleton curves of east beams of different joint types

圖19 不同配筋率穿筋節(jié)點試件東梁骨架曲線對比Fig.19 Comparison of skeleton curves of east beams of reinforced joints with different reinforcement ratios

1)試件SPBTC-1、試件BWBTC、試件SBBTC極限承載力與極限位移分別為：79.4 kN，67.53 mm、100.3 kN，75.18 mm、81.7 kN，67.64 mm；試件BWBTC極限承載力較試件SPBTC-1和試件SBBTC更大的主要原因是：為滿足焊接要求，暗梁截面尺寸及長度均大于另外兩個試件。試件SPBTC與試件SBBTC在試驗加載過程中承載力相差不大。

2)試件SPBTC-2、試件SPBTC-3極限承載力和極限位移分別為：113.4 kN，67.64 mm、61.1 kN，60.16 mm，與試件SPBTC-1對比來看：隨配筋率增加，矩形鋼管混凝土柱-混凝土梁穿筋節(jié)點極限承載力與極限位移均隨之增長。

五個節(jié)點在加載前期，節(jié)點均保持彈性狀態(tài)，骨架曲線基本保持直線狀態(tài)，節(jié)點剛度基本保持不變，當荷載加載至24 kN左右時，節(jié)點出現(xiàn)開裂，此后節(jié)點剛度較彈性階段逐漸下降，骨架曲線呈現(xiàn)出了明顯的塑性特征，梁端位移的增長速度明顯超過了荷載的增長速度，荷載逐漸達到節(jié)點的屈服荷載，隨著加載的繼續(xù)進行，鋼筋進入強化階段，荷載達到極限值。荷載達到峰值之后，由于混凝土梁縱向鋼筋已達到極限強度，鋼筋混凝土出現(xiàn)粘結滑移現(xiàn)象，受壓混凝土出現(xiàn)破壞并在受拉加載過程中脫落，節(jié)點在之后的加載中出現(xiàn)了明顯的下降階段。

3.3 剛度退化曲線

五個試件東梁剛度退化曲線對比圖如圖20和圖21所示。各試件剛度退化規(guī)律基本一致，在加載初期由于混凝土開裂，剛度退化速度較快，加載中期混凝土不再產生新裂縫，剛度退化速度減緩，加載后期塑性鉸出現(xiàn)并破壞，剛度退化速度又變快。節(jié)點初始平均剛度為試驗時試件開裂前剛度平均值。由圖可知：

圖20 不同節(jié)點類型試件東梁剛度退化曲線對比Fig.20 Comparison of stiffness degradation curves of east beams of different joint types

圖21 不同配筋率穿筋節(jié)點試件東梁剛度退化曲線對比Fig.21 Comparison of stiffness degradation curves of east beams of reinforced joints with different reinforcement ratios

1)試件SPBTC-1、試件BWBTC、試件SBBTC初始平均剛度與最終剛度分別為：3.28 kN/mm，1.05 kN/mm、3.56 kN/mm，1.32 kN/mm、3.47 kN/mm，1.12 kN/mm。試件SPBTC-1塑性鉸出現(xiàn)較晚，初始剛度與試件BWBTC、試件SBBTC相差不大，剛度退化幅度最小為2.23 kN/mm，延性最好。

2)試件SPBTC-2、試件SPBTC-3初始平均剛度和最終剛度分別為：4.33 kN/mm，1.47 kN/mm、2.99 kN/mm，0.84 kN/mm，與試件SPBTC-1對比：隨配筋率增加，穿筋節(jié)點整體剛度增加，剛度退化幅度變大。

3.4 延性及耗能分析

節(jié)點延性是衡量節(jié)點抗震性能的重要指標。延性系數越大，試件延性越好，其在地震中消耗的能量也就越多，抗震能力也就越強。定義延性系數如式(1)：

式中： Δu為梁端極限位移； Δy為屈服位移。

五個試件的延性系數如表4所示。由表4可知：

表4 節(jié)點延性系數Table 4 Joint ductility coefficients

1)試件SPBTC-1、試件BWBTC、試件SBBTC延性系數分別為：2.49、2.23、2.53，說明穿筋節(jié)點較另兩種做法節(jié)點的延性相差不大。

2)試件SPBTC-2、試件SPBTC-3延性系數分別為：2.34、2.67，說明隨配筋率增加，穿筋節(jié)點延性系數減小。

滯回曲線中滯回環(huán)包圍的面積可反映節(jié)點彈塑性耗能的大小。為更合理的評估鋼筋混凝土梁與矩形鋼管混凝土柱穿筋節(jié)點的耗能能力，采用耗能系數E來反映節(jié)點的耗能能力。耗能系數如式(2)：

式中：SABC為A、B、C三點所包圍的弧形陰影面積；SCDA為C、D、A三點所包圍的弧形陰影面積；SOBE為O、B、E三點所包圍的三角形陰影面積；SODF為O、D、F三點所包圍的三角形陰影面積，如圖22所示。

圖22 荷載變形曲線Fig.22 Load deformation curve

為更合理地評估五個試件耗能能力，采用《建筑抗震試驗方法規(guī)程》(JGJ/T 101?2015)[17]中推薦的耗能系數來反映節(jié)點的耗能能力。將試件開裂前的階段定義為初裂階段，試件出現(xiàn)裂縫后，直到試件梁端極限荷載出現(xiàn)的階段定義為通裂階段，試件梁端極限荷載出現(xiàn)后的階段定義為極限階段。表5為5個試件東梁、西梁耗能系數平均值。由表5中耗能系數數據可知：

表5 耗能系數Table 5 Energy dissipation coefficients of east-west beams

1)試件SPBTC-1、試件BWBTC、試件SBBTC極限耗能系數分別為：0.424、0.421、0.400，說明穿筋節(jié)點較焊接連接節(jié)點和套筒連接節(jié)點具有更好的耗能能力。

2)試件SPBTC-2、試件SPBTC-3極限耗能系數分別為：0.417、0.454。說明穿筋節(jié)點隨配筋率增加，耗能系數變小，耗能能力下降。

4 節(jié)點承載力理論分析

根據工程實際應用及試驗分析結論，對矩形鋼管混凝土柱-混凝土梁穿筋節(jié)點進行節(jié)點受力分析，并給出穿筋節(jié)點受彎承載力和受剪承載力設計公式。

4.1 受彎承載力

矩形鋼管混凝土柱-混凝土梁穿筋節(jié)點試驗中混凝土梁在實際工程中連接主梁與柱，試驗過程中在暗梁截面處出現(xiàn)塑性鉸，說明達到了極限彎矩。

暗梁外截面正截面為雙筋梁正截面，按照《混凝土結構設計規(guī)范》(GB 50010?2010)[10](簡稱混凝土規(guī)范)中計算雙筋梁正截面抗彎承載力，利用材性試驗測得材料實測強度，根據不同配筋率對矩形鋼管混凝土柱-混凝土梁穿筋節(jié)點進行抗彎能力計算，得表6計算數據。

通過表6可知，按照混凝土規(guī)范的抗彎承載力計算方法進行計算，不同配筋率的矩形鋼管混凝土柱-混凝土梁穿筋節(jié)點計算值均小于試驗值，且相差比例最小為7.48%，最大為9.22%。證明混凝土規(guī)范中的抗彎承載力計算方法能夠很好地衡量矩形鋼管混凝土柱-混凝土梁穿筋節(jié)點的抗彎承載能力，且可以有足夠的安全儲備。此計算方法可作為矩形鋼管混凝土柱-混凝土梁穿筋節(jié)點抗彎設計依據。

表6 節(jié)點受彎承載力理論與試驗值對比Table 6 Comparison of bending capacity of joints with experimental values

4.2 受剪承載力

穿筋節(jié)點設計時考慮暗梁承擔全部剪力，試驗中矩形鋼管混凝土柱-混凝土梁穿筋節(jié)點處于受彎破壞狀態(tài)時，根據暗梁翼緣、腹板應變可換算得到暗梁承擔的剪力，并計算暗梁承擔剪力所占全部剪力百分比。

試驗過程中應變片測量所得切應變，通過式(3)可求得剪切應力：

式中：τ為剪切應力；G為切變模量，按照《鋼結構設計標準》(GB 50017?2017)[18]近似取80 GPa；γ為剪切應變。式(4)有：

對于工字型截面有式(5)：

式中：τmax為截面剪切應力最大值；Iz為截面沿z軸慣性矩；Fs為截面所受剪力；b為翼緣寬度；d為腹板厚度；h為腹板高度；H為截面高度。

根據試驗測得剪切應力代入換算公式所得計算值如表7所示。

通過表7數據對比可知，三個矩形鋼管混凝土柱-混凝土梁穿筋節(jié)點試件暗梁承擔剪力分別占試驗極限荷載69.92%、60.52%及63.56%，說明混凝土梁除暗鋼梁以外的鋼筋混凝土部分能夠承擔約30%的剪力，今后在設計中加以考慮這部分受剪承載力，而不是目前設計認為暗鋼梁承擔全部剪力的設計方法，從而達到節(jié)省鋼材的目標。為安全設計，推薦型鋼牛腿截面按照承擔梁端剪力80%進行設計。

表7 試驗暗梁受剪承載力與節(jié)點總受剪承載力對比Table 7 Comparison of experimental shear beam bearing shear force and experimental shear force value

5 節(jié)點受力機理分析

工程實踐中，矩形鋼管混凝土柱-混凝土梁穿筋節(jié)點用于連接柱與主梁，故節(jié)點主要承受荷載是主梁方向傳至節(jié)點的彎矩，其破壞形式為受彎破壞。試驗及有限元模擬結果亦可看出節(jié)點最終破壞形式為受彎破壞，受彎破壞截面位于型鋼牛腿截面處。整個加載過程中，埋有型鋼牛腿梁段由混凝土梁縱筋、混凝土與型鋼共同承擔荷載，無型鋼牛腿梁段僅有混凝土梁縱筋及混凝土承擔荷載，故型鋼牛腿截面處剛度變化巨大，此截面為混凝土梁上“薄弱截面”。節(jié)點由型鋼牛腿截面處破壞整體過程與普通混凝土雙筋梁受彎破壞形式相同，破壞原理相似。節(jié)點受彎破壞簡圖如圖23。

圖23 節(jié)點受彎破壞簡圖Fig.23 Flexural failure diagram

6 結論

通過矩形鋼管混凝土柱-混凝土梁穿筋節(jié)點的研究得到以下結論：

(1)矩形鋼管混凝土柱-混凝土梁穿筋節(jié)點在保證施工高效，避免現(xiàn)場焊接的前提下，具有較強的承載能力，能夠滿足“強節(jié)點，弱構件”及傳遞豎向荷載的結構設計要求。

(2)與焊接連接節(jié)點和套筒連接節(jié)點相比，矩形鋼管混凝土柱-混凝土梁穿筋節(jié)點剛度退化幅度更小，延性性能及耗能能力更強且具備較強的承載能力。

(3)隨著配筋率增加，矩形鋼管混凝土柱-混凝土梁穿筋節(jié)點承載力增加，剛度退化幅度增加，延性性能變差，耗能能力減小，符合結構承載力增高，延性下降的特點。

(4)穿筋節(jié)點采用混凝土規(guī)范雙筋梁抗彎承載力公式計算承載力與試驗彎矩值相差比例不超過10%，可以作為矩形鋼管混凝土柱-混凝土梁穿筋節(jié)點的設計依據，且具有一定安全儲備。

(5)根據應力-應變分析，穿筋節(jié)點型鋼暗梁承擔約70%的剪力，混凝土及鋼筋承擔約30%的剪力，型鋼暗梁并未設計承擔全部剪力，為偏安全設計考慮，推薦型鋼牛腿截面按照承擔梁端剪力80%進行截面設計。