鋼套箍鋼筋混凝土梁柱節點低周反復加載試驗研究

曹 暉，雍 彪，華建民，李國榮

（1．重慶大學 土木工程學院，重慶 400045；2．重慶大學 山地城鎮建設與新技術教育部重點實驗室，重慶 400045）

在鋼筋混凝土梁柱節點施工時，經常出現因梁縱筋在節點區范圍內緊密排列、左右交錯而導致混凝土不易澆筑的情況。來自兩個方向（甚至更多方向）的梁上部縱筋往往處于同一標高，不可避免地要對梁縱筋進行彎折處理。這既給施工帶來了不便，又使構件的力學性能受到影響。特別是當梁縱筋直徑比較大時，其不利影響更加明顯。RCS組合結構［1－5］和外包鋼－混凝土組合梁結構［6］中的部分節點構造形式，能夠起到降低梁柱節點區施工難度的作用。但嚴格來講，這兩種結構形式已不屬于常規鋼筋混凝土框架結構。為此，本文提出了一種新型的鋼筋混凝土梁柱節點構造方式，并制作了2個十字形節點梁柱組合體試件，通過低周反復加載試驗，分析其力學性能和抗震性能，探究該節點構造方式的適用性。

1 新型節點構造方式

本文提出一種名為“鋼套箍節點”的新型鋼筋混凝土梁柱節點構造方式，如圖1所示。其做法為：節點區上下部各放置1個由4塊鋼板焊接而成的鋼套箍；將梁縱筋穿過鋼套箍上的孔洞，在其內側截斷，端頭攻絲，用直螺紋套筒連接。梁縱筋的受拉錨固由與其連接的直螺紋套筒擠壓鋼套箍而實現，受壓錨固由節點核芯區混凝土提供。梁縱筋不貫通節點，混凝土澆筑大為方便。

圖1 鋼套箍節點詳圖Fig．1 Detail of steel-hoop joint

2 試件設計

按照現行規范［7－8］，設計2個十字形鋼套箍節點平面梁柱組合體試件，分別命名為GJ－1和GJ－2。柱截面尺寸均為400 mm×400 mm，梁截面尺寸均為250 mm×400 mm，設計混凝土強度等級為C30。試件的配筋和混凝土強度如表1所示，鋼材性能如表2所示，試件及鋼套箍幾何尺寸見圖2。

表1 試件配筋和混凝土強度Tab．1 Reinforcement of specimens and concrete strength

鋼套箍的材料均采用Q235級鋼材，鋼板厚度相同，板與板之間采用等強度焊接，鋼板孔洞直徑均為18 mm。由于在實際工程中多數情況下，中間層中間節點處應有十字交叉的正交梁相連，因此在鋼板四周均開相同數量的孔洞，以模擬實際情況中孔洞對鋼板的削弱。鋼套箍的設計考慮以下因素：① 鋼套箍面板連接處的拉、彎強度；② 梁縱筋和柱縱筋間距；③ 直螺紋套筒的安裝。

表2 鋼材性能Tab．2 Properties of steel

圖2 試件及鋼套箍尺寸Fig．2 Dimension of specimens and steel-hoops

3 試驗方案

柱頂采用液壓千斤頂加載，為使各試件軸壓比保持一致，GJ－1和GJ－2的預定軸壓力分別為960 kN和804 kN，按200 kN、600 kN和預定軸壓力三級施加，達到預定軸壓力值后保持恒定直至試驗結束。梁兩端采用液壓千斤頂分別施加拉力和壓力進行低周反復加載，加載裝置見圖3。以往的梁柱節點組合體試驗，一般采用梁縱筋屈服位移的倍數控制梁端加載［9］。本文直接采用位移控制加載，以逆時針方向為正循環，順時針方向為反循環，加載過程中左右梁端位移保持1∶1，每級控制位移下循環兩次。

試驗量測和記錄內容包括：梁端千斤頂所施加荷載值及梁外端位移、柱筋應變、梁筋應變、節點區箍筋應變、鋼套箍面板應變、節點區剪切變形、梁筋滑移、裂縫開展及試件破壞形態。

圖3 加載裝置Fig．3 Test setup

4 試驗結果及分析

4.1 試驗現象

梁端位移加載至3．6 mm時，GJ－1首先在梁柱交界處出現10 cm左右的豎向裂縫，梁上無裂縫。隨著加載的進行，梁上裂縫逐漸產生。當梁端位移達到12 mm時，節點區上下側，靠近柱縱筋位置出現20 cm左右的豎向裂縫。當梁端位移達到60 mm時，節點區出現多條交叉斜裂縫。此后，裂縫發展主要集中于梁柱交界面處以及柱角部，梁上和節點區裂縫發育緩慢，新增裂縫較少。在整個加載過程中，梁縱筋均未屈服，但量測到明顯的滑出量。

梁端位移加載至2 mm時，GJ－2左右梁各產生一條豎向裂縫。加載至3．6 mm時，左右梁柱交界面處各出現15 cm左右豎向裂縫。加載至18 mm時，節點區出現一條自左上角至右下角方向發展的斜裂縫。隨著加載的進行，梁上裂縫發育充分，梁縱筋屈服，滑出量較GJ－1小。

圖4 試件破壞狀態Fig．4 Failure modes of specimens

試驗后期，GJ－1因達到不適宜加載的變形而失效，梁端未出現塑性鉸，柱角部混凝土劈裂嚴重，節點區保持完好；GJ－2在梁端出現塑性鉸，節點區保持完好，出現梁端混凝土壓碎的彎曲破壞形態，但因設備故障，試驗在預計最大梁端位移第一循環反向加載完成之前被迫終止。兩個試件的最終破壞形態見圖4。

4.2 鋼套箍變形狀態

試驗完成后將鋼套箍從混凝土中小心敲打出來，如圖5所示。從圖5可以看出，GJ－1的鋼套箍產生了明顯的塑性變形，鋼套箍角部焊縫被拉裂，而GJ－2的鋼套箍基本完好。由此可知，鋼套箍受力最復雜和關鍵的部位為其角部。隨著鋼套箍面板平面外變形的增大，梁邊的縱筋會承擔更多的荷載。GJ－1的梁筋在該處發生斷裂。經檢查分析，斷裂的原因，一是梁筋端頭在螺紋加工時造成了缺陷（這是可以避免的），二是由于鋼套箍面板較大的平面外變形使得與其接觸的梁筋受到復雜應力作用。當鋼套箍面板抵抗平面外變形能力提高后，梁筋的受力更為均勻，如GJ－2。

圖5 鋼套箍變形狀態Fig．5 Deformation of steel-hoops

4．3 節點核芯區箍筋應變

節點核芯區內共有5組箍筋，從上至下選擇第1、3、5組箍筋進行量測。外側箍肢上的測點為外測點，內側箍肢上的測點為內測點。節點箍筋應變隨梁端位移的變化規律如圖6所示。圖中給出的是節點一側內、外箍肢反向加載時的應變變化。

從圖6的數據可以看出如下特點：

（1）在試驗后期，GJ－1的節點核芯區箍筋均進入屈服狀態，而GJ－2的節點核芯區箍筋在整個試驗過程中都沒有屈服。造成這種差異的主要原因有兩點：GJ－2中鋼套箍厚度增大，使其承載能力提高，減輕了節點區箍筋的負擔；GJ－2中節點核芯區箍筋較GJ－1有所加強。

（2）GJ－1的節點箍筋上、下部測點的應變，總體上均大于中部測點的應變，即越靠近鋼套箍的箍筋，其拉應力越大。GJ－2卻與之相反。這是由于GJ－1的鋼套箍抵抗平面外變形能力更弱，迫使箍筋對其產生約束作用。

4．4 試件的延性與耗能

試驗過程中由X－Y記錄儀記錄的節點右側梁端荷載－位移滯洄曲線如圖7所示（左側梁端的滯回曲線與之相似）。從圖7可以看出，正向加載時每級荷載下試件的梁端承載力都保持在比較平穩的水平，退化不顯著。兩個試件均達到了比較大的位移延性。根據通用屈服彎矩法確定的位移延性系數均達到了5．4以上，如表3所示。

表3 延性特征參數Tab．3 Displacement ductility factor of specimens

總體上講，GJ－2的滯回曲線明顯較GJ－1飽滿，捏縮程度較弱。特別在加載后期，單次循環的P－△曲線所包圍的面積GJ－2大于GJ－1，具有更好的耗能性能。

4．5 節點區剪切變形

在整個加載過程中，節點區出現了比較多的剪切斜裂縫，但是節點區損傷不嚴重，未出現混凝土壓潰的跡象。節點區承受的壓應力比較大，一定程度上限制了節點區的剪切變形，因此在整個過程中節點區剪切變形都比較小。

圖6 節點核芯區箍筋應變Fig．6 Strain of stirrups in the joint core

圖7 試件梁端滯回曲線Fig．7 Hysteretic curves of specimens

4．6 節點區抗剪承載力

根據試驗數據，兩個試件在不同受力階段所對應的節點核芯區剪力見表4。作用于GJ－2節點區的最大剪力與節點區受剪承載力的比值達到0．96，已經非常接近。但GJ－1的節點區抗剪承載力還有較大富余度。造成這一現象的原因是：① GJ－1的梁端作用力未達到設計值，致使節點區作用的剪力不大；② 表4中各種剪力值是由文獻［8］中的鋼筋混凝土框架梁柱節點核芯區剪力計算公式計算得出的，沒考慮鋼套箍的貢獻，所以GJ－2的節點抗剪承載力的實際富余度應該還要稍大。

表4 節點核芯區剪力Tab．4 Shear force of joint core

5 有限元分析

采用有限元軟件ABAQUS［10］建立十字形鋼套箍節點平面梁柱組合體的模型，進行正向單調加載，以梁端荷載－位移曲線作為依據，考察了鋼套箍面板高度和厚度對組合體受力性能的影響。根據GJ－1的參數建立模型MX－1，根據GJ－2的參數建立模型MX－2，以驗證有限元分析的準確性和可靠性。

5．1 模型建立

ABAQUS內置了三種處于低圍壓時的混凝土本構模型，即 Smeared crack model、Brittle cracking model和Damaged plasticity model。綜合本文試驗的特點，選擇Damaged plasticity model作為混凝土的本構模型。選用三維實體八節點線性減縮積分單元C3D8R作為所有實體部件的單元，梁柱縱向鋼筋和箍筋則采用空間桁架單元T3D2。

在本文試驗的試件中，各部分存在較為復雜的相互作用關系。為了提高計算效率，結合試驗中已明確的鋼套箍受力變形特性及其與周圍各部分混凝土之間的關系，將節點區內部各部分之間的接觸問題進行以下簡化：鋼套箍與梁縱筋連接的兩面板內外側和上下側與周圍混凝土面之間的接觸屬性的法向行為采用Hard Contact，而切向行為則采用Frictionless；將鋼套箍兩連接面的面板嵌入（embed）到混凝土中，考慮其與混凝土之間的協同作用；將直螺紋套筒與鋼套箍面板建成一整體。

模型的邊界條件和加載制度均與試驗保持一致。

5．2 單元劃分

先將試件模型的混凝土部分切割成兩側梁和柱三個部分，在各區域分別布種子，程序根據種子的尺寸自動劃分網格。經反復試算，兼顧計算精度和計算耗時，選定種子尺寸：梁和柱為65 mm；鋼套箍的開孔部位為5 mm，其余部位為10 mm；梁柱縱筋為100 mm。如圖8所示。

圖8 單元劃分示意圖Fig．8 Mesh ofthe model

5．3 有限元分析與試驗結果對比

綜合兩個模型的有限元分析結果可知，模型裂縫主要集中在梁端，與試驗現象相符。模型節點范圍的柱角部混凝土沿豎向開裂，與試驗現象十分吻合。另外，混凝土裂縫寬度較大的區域主要集中在梁與柱交界處，以及由于鋼套箍與混凝土之間相互作用產生的應力集中造成局部開裂，均與試驗現象非常相似。

圖9為模型分析得到的骨架曲線與試件試驗得到的骨架曲線對比。從圖中可以看出如下特點：其一，正向加載初期，兩條骨架曲線重合較好，模型與構件的剛度相同；其二，正向加載時，模型和構件所能達到的極限承載力水平一致，維持承載力的能力基本相當；其三，反向加載階段，試件的剛度和承載力低于模型。

圖9 模型和試件的骨架曲線對比Fig．9 Skeleton curves of Models and specimens

圖10 梁端荷載－位移曲線隨鋼套箍面板高度的變化Fig．10 The load-displacement curves with different heights of steel-hoop

造成模型和試件骨架曲線差異的原因為：其一，試件屈服之后混凝土會產生大量裂縫和殘余變形，導致反向加載時剛度降低；其二，在建立有限元模型時做了必要簡化，鋼筋和鋼套箍連接面板與混凝土之間無滑移，模型的缺陷較少，力學性能較好；其三，試驗裝置的誤差，如柱腳底座當受力過大時產生輕微的滑動，梁端鋼板與梁鉸等連接件之間的縫隙對位移的影響等。

綜上所述，有限元分析結果與試驗結果吻合較好。

5．4 鋼套箍尺寸對試件性能的影響

在MX－1（面板高度80 mm）基礎上分別調整面板高度為40 mm、60 mm和100 mm，得到模型 H－40、H－60和H－100；在MX－1（面板厚度15 mm）基礎上分別調整面板厚度為20 mm、25 mm和30 mm，得到模型T－20、T－25和T－30。此外，根據GJ－1的配筋參數建立了常規混凝土節點梁柱組合體的模型RCJ參與對比。

分析鋼套箍面板高度對組合體力學性能的影響（見圖10），可以得出以下結論：第一，鋼套箍面板高度對梁柱組合體的屈服荷載和屈服位移影響不大；第二，在滿足承載能力的前提下，鋼套箍面板的高度不宜過高，增加面板高度不僅對承載力貢獻不大且不經濟，還會破壞節點區混凝土的完整性，降低組合體屈服后的剛度和位移延性。

鋼套箍面板厚度對組合體力學性能的影響見圖11。分析圖11，可以得出如下結論：第一，隨著鋼套箍面板厚度的增大，鋼套箍節點梁柱組合體的剛度和極限承載能力明顯增大，當鋼套箍面板達到20mm時，其極限承載能力與常規節點梁柱組合體相當，當面板厚度達到30mm時，其屈服后剛度與常規節點梁柱組合體接近；第二，鋼套箍節點梁柱組合體的位移延性與常規節點梁柱組合體相當，隨鋼套箍面板厚度增大，其位移延性略有增長。

圖11 梁端荷載－位移曲線隨鋼套箍面板厚度的變化Fig．11 The load-displacement curves with different thicknesses of steel-hoop

6 結 論

本文通過對2個鋼套箍節點平面梁柱組合體試件進行低周反復加載試驗，考察了此類節點的承載力、破壞特征和抗震性能，并采用ABAQUS建立有限元模型進行補充分析，得到如下結論：

（1）采用鋼套箍節點的構造形式，避免了梁縱筋貫通節點時形成相互交織的密集鋼筋網，有利于混凝土的施工，從而保證節點區混凝土的密實性。

（2）各試件的剪壓比均在0．20以下，屬于中低剪壓比。節點都保持了良好的完整性，表現出了良好的抗剪承載力。

（3）具有良好力學性能的鋼套箍，能夠使鋼套箍節點組合體的承載力及位移延性與常規節點組合體相當。

（4）試件的承載能力、位移延性以及滯回耗能性能，隨鋼套箍面板厚度的增加而增加。

（5）鋼套箍面板存在一個“最適高度”，當低于該值時，節點組合體承載力達不到設計要求，當高于該值后，繼續增加面板高度對組合體承載力的貢獻不大且不經濟。

［1］Kanno R，Deierlein G．G．Seismic behavior of composite（RCS）beam-column joint subassemblies［C］／／．Composite Construction in Steel and Concrete III，America：Buckner C D，Shahrooz B，1996，236－249．

［2］Kuramoto H，Noguchi H．An Overview of japanese research on RCS systems［C］／／．Proceedings of ASCE Structural Congress，Los Angeles：Noguchi H，1997，716－720．

［3］Oehlers D J， Burnet M J．Reinforced concrete beams concstructed using profiled sheets as permanent and intergral shuttering［J］．Building for the 21th Century，1995，1：457－462．

［4］馬宏偉，姜維山，郝際平，等．一種新型組合結構梁柱節點的試驗研究［J］．哈爾濱工業大學學報，2003，35（增刊）：185－195．MA Hong-wei，JIANG Wei-shan，HAO Ji-ping，et al．Study on a new type of composite structure joint［J］．Journal of Harbin Institute of Technology，2003，35（Supplement）：185－195．

［5］毛煒烽，伍云天，肖巖，等．高強螺栓連接鋼梁－混凝土柱組合節點的抗震性能［J］．工業建筑，2005，35（11）：1－4．MAO Wei-feng， WU Yun-tian， XIAO Yan， et al．Experimetnal research on seismic behavior of bolted steel beam to RCcolumn connections［J］．Industrial Construction，2005，35（11）：1－4．

［6］陳麗華，李愛群，魯風勇，等．外包鋼－混凝土組合梁與鋼筋混凝土柱節點的試驗研究［J］．土木工程學報，2007，40（11）：41－47．CHEN Li-hua， LI Ai-qun， LU Feng-yong， et al．Experimental study on joints of outer-plated steel-concrete composite beam and reinforced concrete columns［J］．China Civil Engineering Journal，2007，40（11）：41－47．

［7］中華人民共和國國家標準．建筑抗震設計規范（GB50011－2010）［S］．北京：中國建筑工業出版社，2010．

［8］中華人民共和國國家標準．混凝土結構設計規范（GB50010－2010）［S］．北京：中國建筑工業出版社，2010．

［9］傅劍平．鋼筋混凝土框架節點抗震性能與設計方法研究［D］．重慶：重慶大學，2002．

［10］莊茁，由小川，廖劍暉等．基于ABAQUS的有限元分析和應用［M］．北京：清華大學出版社，2009．