钢筋混凝土柱—钢梁组合构件及其框架结构的抗震性能研究.docx

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1、装订线钢筋混凝土柱钢梁组合构件及其框架结构的抗震性能研究Xuemei Liang1 and Gustavo J. Parra-Montesinos2（1Structural Engineer，S. K. Ghosh Associates，Northbrook，IL 60062；2Assistant Professor，Dept. of Civil and Environmental Engineering，Univ. of Michigan，Ann Arbor，MI 48109-2125）【摘要】 本文研究结果是根据4个钢筋混凝土柱钢梁（reinforced concrete column-s

2、teel beam，简称RCS）组合构件的大位移扭转试验及RCS框架结构在复杂地面运动下的动力分析得到的。试验中的构件是按照“强柱弱梁”的概念设计的，而节点连接是根据变形控制的承载力设计方法所设计。该试验通过对一个含有多种节点模式及设计参数的6层RCS框架结构进行非弹性动力分析，研究了节点位移对RCS框架结构整体表现的影响。研究结果表明，RCS框架结构在地震作用下表现良好。试验中的构件只有大约5.0% 的水平位移，表现出了良好的强度、刚度及耗能能力。这种根据节点变形控制的承载力设计方法对于控制连接部位的损害是有效的，因为这样将使大部分的非弹性变形集中在梁的端部。从动力分析中可以看到，节点变形对

3、于RCS框架结构的最大层间位移具有显著影响。在地面运动下，当考虑节点连接的活动性时，最大层间位移将增加到35%。【标识编号】 10.1061/（ASCE）0733-9445（2004）130：2（310）【关键词】 混合结构；连接；节点；剪切强度；抗震结构；地震响应目录1 引言12 试验方案22.1 设计概念22.2 试验构件描述22.3 试验装置及记录仪表42.4 材料特性53 试验中构件性能63.1 开裂形态和钢梁屈服63.2 荷载位移响应63.3 梁弯矩与扭曲73.4 节点变形73.5 钢筋和钢组件的性能83.5.1 节点箍筋83.5.2 柱钢筋93.5.3 钢梁腹板93.5.4 钢板带

4、103.5.5 板钢筋103.6 层间位移影响因素114 节点性能对RCS框架结构地震响应的影响124.1 六层RCS框架结构的设计与建模124.2 动力分析地震波选取144.3 分析结果144.3.1 节点变形对层间位移的影响144.3.2 节点设计方法对节点变形的影响154.3.3 非弹性变形分布165 总结和结论17谢辞18参考文献191 引言由钢筋混凝土（reinforced concrete，简称RC）柱和钢（steel，简称S）梁组合而成的RCS混合框架结构在过去30年中，由于其在结构设计、施工速度上的高效性，已获得越来越多的关注。在美国和日本已对RCS混合框架结构连接部位的传力机

5、制进行了广泛的研究，当然也包括大量的节点构造研究，因为良好的节点能够加强连接部位的受力性能，尤其是在地震作用下的受力性能。1994年，美国土木工程师学会（ASCE）出版了关于RCS混合结构节点的设计准则（ASCE 1994），该准则适用于低中度地震区。然而近年来，研究者们已将研究工作集中于RCS混合框架结构在高度地震区的节点设计。本文中的研究工作，主要在于分析RCS混合框架结构中梁、柱、板等构件的抗震性能。这些所研究的构件都是按照“强柱弱梁”的概念设计的，而节点连接是根据变形控制的承载力设计方法所设计。研究结果所依据的技术参数包括层间位移、节点变形、梁的扭曲程度、节点构造等。此外，该试验通过对

6、一个含有多种节点模式及设计参数的6层RCS框架结构进行选定地震下的非弹性动力分析，研究了节点活动性对RCS框架结构整体表现的影响。同时，本文也对RCS框架结构节点基于强度控制和变形控制这两种不同方法所设计的RCS框架结构抗震性能进行了研究。共 19 页 第 20 页2 试验方案本试验在密歇根大学结构工程实验室完成，试验中对4个RCS梁柱板组合框架构件进行逆循环加载。下面将对试验构件的设计概念、主要特征等给出一个简要的描述。2.1 设计概念本试验方案包括两个中柱和两个边柱的RCS组合构件的负荷扭转试验。试验构件包括钢筋混凝土柱、贯通整个柱的型钢组合梁以及通过压型钢板固定在钢梁上的钢筋混凝土板。钢

7、筋混凝土柱及组合梁的设计依据包括美国混凝土结构318-99建筑规范（ACI 1999）、美国钢结构建筑-LRFD规范（AISC-LRFD 1997）和美国钢结构建筑抗震设计规程（AISC 1997）等。另外，在设计试验构件时遵循“强柱弱梁”的概念。对于两个中柱构件，柱和梁的抗弯强度比约为1.3，而对于两个边柱构件，柱和梁的抗弯强度比约为2.2。梁的抗弯强度计算考虑了材料的超强，这里由于考虑钢梁的应变硬化将其抗弯强度放大10%。而根据ACI 318-99，对于钢筋混凝土板按最小约束原则进行设计。节点连接处的设计，需具有足够的抗剪强度和抗压强度。在RCS结构中，其节点连接处的抗剪强度由3个方面的力

8、学性能控制：钢梁腹板、内对角线混凝土支撑和外对角线混凝土支撑。其中，钢梁腹板的力学性能与钢框架结构相似。内对角线混凝土支撑发挥作用是通过支承在钢梁翼缘上的混凝土及焊接在钢梁翼缘上的加劲肋（FBPs）实现的。外对角线混凝土支撑的力学性能取决于钢梁翼缘的宽度，同时通过使用钢梁上、下面的剪力键发挥作用。另外，RCS结构中节点连接处的设计除了需具有足够的抗剪强度，其钢梁法兰上、下面的混凝土区域还必须具有足够的抗压强度。由于RCS结构中节点处的承压破坏与受剪破坏相比，其延性较差，同时耗能能力也较差（Kanno 1993），所以为了避免这种潜在的承压破坏，必须使节点的抗压强度大于抗剪强度。在本试验方案中，

9、节点抗压强度根据美国土木工程学会关于混合结构节点设计准则（ASCE 1994）计算得到。另一方面，节点抗剪强度是根据由Parra-Montesinos（2003）、Wight（2001）等人发展的基于变形控制的混合结构节点设计方法计算得到的。这种基于变形控制的混合结构节点设计方法可以用来估算一个含有U型箍筋、钢板带等多种节点构造的RCS混合结构的剪力和剪切变形等。在本试验中，RCS混合结构的节点设计极限是剪切变形达到0.5%，而这种情况下，节点部位将达到中度破坏。对于极限剪切变形为0.5%且抗压强度大于抗剪强度的RCS混合结构，预计其轴向变形也将达到0.5%（Parra-Montesinos等

10、人，2003）。2.2 试验构件描述对于所有试验构件，RC柱均为2240mm长，截面尺寸380380mm。柱纵向受力钢筋配置12根19mm（6号钢筋）的钢筋，配筋率大约是2.4%。而钢梁用的是型号为W1216的型钢，长度为2250mm。对于中柱构件，纵横两个方向的钢梁都要与柱相交，而对于边柱构件，只有一个方向的钢梁与柱相交。无论是中柱构件还是边柱构件，钢梁穿过RC柱时都是连续的（即刚性连接）。图1为本试验的装置示意图。钢梁翼缘、腹板的宽厚比分别为7.5和49.4，其中翼缘的宽厚比略微超过了美国钢结构建筑抗震设计规程（AISC 1997）对于翼缘宽厚比7.4的限值。而钢梁的尺寸是根据抗剪承载力确

11、定的，其抗剪承载力要保证在中柱构件中节点剪切变形达到0.5%时仍然大于从相邻构件传来的最大剪力。根据这种条件，钢梁选择了型号为W1216的型钢，型钢翼缘、腹板为焊接连接。钢梁嵌入到RC柱中，对于整个RCS混合结构既起到架立作用，又能传递剪力。图1 试验装置试验构件中，混凝土板和压型钢板的厚度分别为90mm（3.5英寸）和50mm（2.0英寸）。压型钢板采用的是20mm隔距的镀锌金属波纹钢板，其波纹纹路平行于主梁。RC板的宽度是1220mm（48英寸）。在混凝土板中，还配置了4根10mm（3号钢筋）的受力钢筋及直径为10mm（3号钢筋），间距为300mm（12英寸）的分布钢筋，其中受力钢筋与主梁

12、平行，分布钢筋与受力钢筋垂直。由于RC板的绑扎钢筋、浇筑混凝土是在柱施工完成后进行，所以板的受力钢筋没有穿过RC柱。钢梁与RC板的连接是通过剪力键实现的，本试验中剪力键采用的是长为76mm（3英寸），直径为20mm（3/4英寸）的栓钉。栓钉是焊接在钢梁的翼缘上的，间距是200mm，但在柱附近的一定范围内应加密，间距取25mm。在本试验方案中，有两种节点细部构造被采用。如图2（a），第一种节点形式为U型箍通过钢梁腹板上的预留孔穿过钢梁腹板。这种节点构造，是假定了横梁与主梁的连接不在柱范围内，而是在主梁的某个位置。这种节点形式，需要把密集的箍筋绑扎在节点区域，最大的问题是不可靠，很容易失效，而一旦

13、失效，将会使钢梁翼缘以外的混凝土产生破坏（ASCE 1994）。另一种节点形式如图2（b）所示，采用的是钢板代替箍筋，在节点区域钢梁的上、下均焊接一圈的钢板将柱包裹。在本试验中，穿过钢梁腹板的环带板被取消。这是因为在这种主梁、横梁会交在一起、相互贯通的节点中，如果采用穿过钢梁腹板的环带板，将会带来一些额外的缺陷限制（Parra-Montesinos，Wight，2000）。为了防止通过接合区域的纵向杆件向外屈曲失稳，在节点范围内焊接了大量小的加劲肋，这些加劲肋并未穿透钢梁腹板，如图2（b）所示。这两种节点形式均在中柱构件和边柱构件中各自应用一个，作为试验比较的对象。图2 RCS节点构造试件1是

14、一个中柱构件，节点形式采用的是上述第一种形式，即U型箍的节点形式。3道U型箍筋穿过钢梁腹板，箍筋直径为13mm（4号钢筋），节点区域的体积配箍率大约是1.1%。根据美国土木工程学会准则（ASCE 1994）的建议，在钢梁高度（）的40%范围内，钢梁上下均设置3道直径为10mm（3号钢筋）的箍筋，其中两道为封闭的环形箍筋。RC柱的其余箍筋设置则是按照美国混凝土结构318-99抗震设计规程设计的。焊接在钢梁腹板上的加劲肋（FBPs）厚度为13mm，在柱面的前后均要焊接，其作用是提供内对角线混凝土支撑，防止钢梁的局部失稳。试件2也是一个中柱构件，但节点形式采用的是上述第二种形式，即如图2（b）所示的

15、钢板带形式。钢板厚度为13mm，高度为76mm。这个钢板高度是Deierlein等人（1989）基于外混凝土面板厚度超过钢梁高度时的建议值，刚好等于。钢板是焊接在钢梁上下翼缘板及纵向的角钢上的，这些角钢则起到的是加强构造作用。另外，钢板焊接在钢梁上，其宽度超过了钢梁翼缘的宽度。在试件2中，这些焊接在钢梁上下面的钢板代替了箍筋，使得在节点区域横梁可以穿过主梁，二者交汇形成框架。而在试件2中，横梁使用的是W813的型钢，穿过主梁时为保证二者有效连接，被削薄到6mm（1/4英寸）。如图2（b）所示，在梁高范围内还使用了3道直径为6mm（2号钢筋）的加劲钢筋，它们焊接到柱的纵向钢筋上，类似于柱的箍筋，

16、但它们并没有穿透钢梁腹板。试件2的其他构造与试件1相同。试件3、4的设计基本上与试件1、2相同，只是试件3、4均为边柱构件，与试件1、2的区别就在于只有一个方向的钢梁与柱相交。由于边柱构件节点区域传来的剪力比中柱构件小，所以对于试件3、4，其抗剪承载力只需保证节点剪切变形达到0.3%时仍然大于从相邻构件传来的最大剪力就行，不需像中柱构件一样达到0.5%的剪切变形。试验构件的所有详细信息也可以在其他地方查到（Liang等人，2003）。2.3 试验装置及记录仪表本试验方案的装置如图1所示。所有柱和梁都是在末端通过销钉进行连接，这就意味着所有构件的拐点正好在中间。本试验的横向反相循环加载是通过柱顶

17、部的一个450kN级的液压千斤顶实现的，而柱的轴向压力是通过柱端的两个小的液压千斤顶实现的（见图1）。本试验中，要施加的柱轴向荷载较小，仅为柱极限承载力的4.0%。在试验过程中，总共有20个位移周期将被施加给试件，位移幅值从0.5%到5.0%。每一个位移周期将重复一次，以研究构件在该位移条件下的强度、刚度变化情况。试验中，将使用一个受力传感器和一个位移传感器，以监测记录柱顶施加的荷载和位移。另外，在RC柱底部也要安装一个位移传感器，以监测记录柱的滑移情况。这样的话，柱的层间位移就等于柱顶位移减去柱底位移。本文中所提的层间位移，就是通过这样的方式计算出来的。同时，还需用到线性电位器和测角仪，用以

18、记录节点变形和梁的扭曲程度。而钢梁腹板、翼缘、钢板带及柱、板中钢筋的应变，是通过线性花环应变计记录的。2.4 材料特性试验中混凝土柱、板的强度统计如表1所示。钢梁所用的钢材等级为双级A36/A572-Grade 50，屈服强度约为350MPa。而加劲肋（FBPs）、钢板带用的钢材等级为A36。所有柱和板中的钢筋均为螺纹钢，等级为Grade 60。表1 混凝土强度统计3 试验中构件性能3.1 开裂形态和钢梁屈服对于两个中柱构件（试件1、2），在节点区域出现第一条对角线裂缝时，层间位移大概是0.5%。对于含有横梁的试件2，斜裂缝源于横梁底部翼缘的前端。混凝土板的挠曲裂缝出现，也是在层间位移为0.5

19、%时。层间位移从0.5%到1.0%时，试件1、2仍处于弹性阶段。当层间位移超过1.0%时，梁开始屈服。当层间位移达到2.0%时，钢梁腹板及底部翼缘板开始出现局部屈曲的现象。当层间位移达到3.0%时，试件1、2均达到它们的最大承载力。大多数的节点开裂在层间位移达到3.0%前就已经发生。在试验最后，正如设计所预想的一样，试件1、2的节点区域只达到了中度破坏，如图3（a）所示。试验中，由于混凝土板的存在，试件1、2的钢梁上翼缘板的局部屈曲没有发生。当试件达到它们的最大承载力时，柱附近的板混凝土很快就发生破碎。在试验过程中，钢梁与压型钢板之间的剪力键没有发生任何破坏。对于两个边柱构件（试件3、4），由

20、于节点区域传来的剪力比中柱构件小，所以最后节点区域只达到了轻度破坏。对于这两个试件，在节点区域出现第一条对角线裂缝时，层间位移大概也是0.5%。然后，当层间位移从1.5%到2.0%时，出现了几条新的对角线裂缝。在试件3、4中，随着层间位移的继续增大，并没有明显的开裂破坏发生，这是由于钢梁开始屈服，限制了剪力向节点区域的传递。在试件3、4中，钢梁屈服发生在层间位移为1.5%时。当层间位移达到3.0%时，钢梁腹板及底部翼缘板发生明显的局部屈曲。当试件达到它们的最大承载力时，柱附近的板混凝土同样很快就发生破碎。试件4的节点开裂形态和钢梁局部屈曲如图3（b）所示。图3 典型的开裂形态和梁变形3.2 荷

21、载位移响应典型的荷载位移响应曲线如图4（a和b）所示。所有试件中，梁的正位移对应于正弯矩（板受压）。对于中柱构件，如图4（a）所示，当层间位移在3.0%以下时，其滞回曲线略微有点扁，这主要是因为节点区域对角线裂缝的存在和节点承压变形。当位移周期增大时，由于梁会发生很大的挠曲变形，所以滞回曲线显得很饱满，而这正好显示了其良好的耗能能力。两个中柱试件都表现出稳定的荷载位移响应，在试验结束时仍保持峰值强度的75%以上。对于边柱构件，如图4（b）所示，荷载位移响应曲线并不是很对称，这主要是因为混凝土板的存在。由于混凝土板抗压能力很好，所以使试件在正向荷载下承载力会更高。由于试件3、4的节点区域破坏很小

22、，所以其荷载位移响应曲线主要是由梁的扭曲控制。当试件达到它们的最大承载力后，荷载位移响应曲线的下降则主要是梁下翼缘板和腹板的局部屈曲造成的。图4 荷载位移响应曲线3.3 梁弯矩与扭曲在试件设计过程中，假定板的宽度等于柱的宽度，以此来计算柱面上的梁的正弯矩承载力。这种假定被试验结果证明是合理的，因为板的开裂形态和梁的测量强度是符合理论计算的。而在梁的负弯矩承载力计算时，考虑了所有板的纵向钢筋的贡献。无论是正弯矩承载力还是负弯矩承载力，理论计算结果与试验结果都十分吻合，它们之间的误差不超过7%。在试验过程中，梁的扭曲程度通过使用线性位移传感器测量，传感器测量的范围为组合梁与柱接触面高度的75%。对

23、于中柱构件，在正弯矩方向（板受压），梁的最大扭曲度为0.03rad。在负弯矩方向，梁最终的扭曲度为0.05rad。对于边柱构件，在正弯矩方向（板受压），梁的最大扭曲度与中柱构件一样，均为0.03rad。在负弯矩方向，梁的扭曲度是当层间位移达到3.0%时为0.03rad，当层间位移达到5.0%时为0.05rad。3.4 节点变形图5表示了试件2（中柱构件，节点采用钢板带形式）的横向荷载与节点剪切扭转变形、承压变形和节点总变形的关系包络图。总的节点变形被认为是等于节点剪切扭转变形与承压变形之和。正如前面所提，试验中的两个中柱构件的设计目标就是当节点剪切变形达到0.005rad时，整体结构仍不破坏。

24、在实际过程中，当结构发生破坏时，对于含U型箍节点形式的中柱构件（试件1），所测量的最大剪切扭转度为0.006rad，对于含钢板带节点形式的中柱构件（试件2），所测量的最大剪切扭转度为0.005rad。因此，这种基于节点变形的设计方法，在中柱构件中对于控制节点剪切变形是十分有效的。同时，当结构发生破坏时，对于含U型箍节点形式的中柱构件（试件1），所测量的最大承压变形为0.008rad，对于含钢板带节点形式的中柱构件（试件2），所测量的最大承压变形为0.006rad。而总的节点变形则分别为0.014rad和0.011rad。图5 节点变形包络图（试件2）对于两个边柱构件，其节点变形与两个中柱构件相

25、类似。在正弯矩方向（板受压），边柱构件的节点剪切变形比中柱构件的节点剪切变形小约40%。试件3、4所测量的最大剪切扭转度均为0.003rad，所测量的最大承压变形均为0.006rad，则总的节点变形均为0.009rad。正是这样较小的节点变形，导致了如前面所提的较小的开裂破坏形态。3.5 钢筋和钢组件的性能3.5.1 节点箍筋在试件1、3中，节点区域梁高范围内设置有3道U型箍，同时在箍筋上布置应变片以监测记录U型箍的应变情况。结果显示，试件1和试件3中的3道U型箍的应变情况相似。图6（a）为箍筋应变片的布置图，图6（b）为中柱试件1的U型箍应变曲线图。节点斜裂缝的出现是在层间位移达到0.5%时

26、，这时箍筋拉应变会有一个突增。在整个试验过程中，无论是哪个方向的加载，节点箍筋应变都处于弹性阶段，同时整个曲线图近似对称，如图6（b）所示。在试件1中，当加到最大荷载时，箍筋应变也达到最大，约为1900 。而对于边柱试件3，节点箍筋应变要比中柱试件1的节点箍筋应变小很多，这主要是由于试件3的节点受到的剪力更小。试件3中，当加到最大荷载时，箍筋应变达到最大，约为600 。在试件1、3中，节点区域钢梁的上下面的柱内均设置有3道矩形环状箍筋。其中，试件1的钢梁下方的矩形环状箍筋的应变曲线图见图6（c），图中表示了内腿和外腿两个位置的应变曲线图。从图中可以看到，在正反两个方向的循环加载下，整个曲线图近

27、似对称。当加到最大荷载时，内腿和外腿两个位置的应变最大分别为1800和1400。对于节点区域钢梁上方板厚范围内的矩形环状箍筋，其应变比钢梁下方的矩形环状箍筋的应变小，这可能主要是因为在剪力传递过程中，柱上的混凝土板受压，可以分担一部分柱的剪力，从而使柱的箍筋应变减小。3.5.2 柱钢筋图6 节点箍筋和柱纵筋的应变曲线图（试件1）图6（d）为试件1的柱内纵向钢筋的应变曲线图，应变片测量的位置处于钢梁的下方，如图6（a）所示。虽然应变片测量的位置处于柱的受压区域（负荷载方向），但仍出现了拉应变，首次出现拉应变且应变曲线处于最低点是在当层间位移达到1.5%的时候。当层间位移达到4.0%时，在柱受压区

28、测得的钢筋应变大约是在柱受拉区测得的钢筋应变的1/3。对于含有钢板带节点形式的试件2，有着与试件1相似的规律。与中柱构件相比，边柱构件的柱纵筋应变要小很多。在整个试验过程中，边柱构件的柱纵向钢筋及其周围的混凝土的应变都没有突增突减的情况。在所有试验构件中，柱纵筋的锚固长度与直径的比值约为20，这个数值是ACI Committee 352（ACI 2002）为了控制钢筋滑移失效的建议的最小值。3.5.3 钢梁腹板为了测量钢梁腹板的应变，采用的是花环应变计，对于试件1、3，应变计布置在节点区域钢梁腹板的中间，而对于试件2、4（有横梁），应变计布置在横梁腹板和加劲肋（FBPs）之间。在试件1、2中，

29、当层间位移达到1.0%1.2%时，钢梁腹板开始屈服。这时，所测量的节点剪切扭转度平均值大约是0.2%。对于边柱构件（试件3、4），当试件达到它们的极限强度时，钢梁腹板也开始屈服。3.5.4 钢板带试件2、4采用的是钢板带的节点形式。为了测量钢板带的应变，采用的是线性应变计和花环应变计。线性应变计布置在钢板上，平行于主梁方向，而花环应变计布置在钢板上，垂直于轴线方向（即主梁方向）。构件中的钢板，大多数都处于弹性变形阶段，尤其是钢梁高度范围内的小的加劲钢板。根据应变计记录的结果，当这些钢板开始屈服是在层间位移大约达到1.0%的时候。而那些平行于荷载方向的钢板，始终保持弹性状态，最大应变也仅为270

30、。3.5.5 板钢筋用于测量板钢筋的应变计布置在4根平行于主梁方向的板内钢筋上。同时，应变计的位置靠近柱子。当层间位移达到0.2%时，板开始发生开裂破坏。在板开裂后，无论荷载方向如何，板内靠近柱子的钢筋仍然保持受拉状态。对于两个中柱构件，板内所有的纵向钢筋在层间位移达到1.5%前都保持弹性变形状态。当层间位移超过1.5%后，靠近梁的两根纵向钢筋开始屈服。当加到梁的极限荷载时，剩余的两根纵向钢筋也开始屈服或接近屈服。图7表示了试件1的板内钢筋在不同层间位移下的应变分布图。对于两个边柱构件，由于在板和柱之间缺少有效的剪力传递，所以在整个试验过程中，板内钢筋都没有屈服。与中柱构件相类似，板内钢筋应变

31、计的测量结果是，离梁较近的两根钢筋的应变大于离梁较远的两根钢筋的应变。在边柱构件中，离梁较近的两根钢筋的最大应变为1800，而离梁较远的两根钢筋的最大应变为1000。图7 板内纵向钢筋的应变图（试件1）3.6 层间位移影响因素试验中，构件的总层间位移的影响因素主要由4部分组成：（1）梁的扭曲，包括弹性扭曲和非弹性扭曲；（2）柱的扭曲；（3）节点剪切变形；（4）节点承压变形。本试验的这4种影响因素所占比例可以通过计算得到。图8表示了中柱构件的4种影响因素所占的比例。从图中可以看到，计算的层间位移都不超过8%。当层间位移为2%时，节点变形对于层间位移的影响所占比例大概为40%，而梁和柱的扭曲影响所

32、占比例分别为50%和10%。当层间位移为4.5%时，梁的扭曲影响所占比例达到了75%，而节点变形对于层间位移的影响所占比例仅为20%。对于边柱构件，当层间位移为2%时，节点变形对于层间位移的影响所占比例大概为15%。当层间位移为5.0%时，节点变形对于层间位移的影响所占比例已减少到不超过5%。在所有构件中，梁的扭曲对于层间位移的影响都占主导。图8 层间位移影响因素（试件2）4 节点性能对RCS框架结构地震响应的影响在RC框架结构的分析过程中，节点区域常常被假定为刚性连接。这种假定，在忽略梁柱连接节点变形的情况下是合理的。然而，通过上述研究分析可以看到，在一个按照“强柱弱梁”的概念设计的RCS组

33、合框架结构中，节点变形对于层间位移的影响所占比例达到了40%，因此节点变形对于框架结构的地震响应是不容忽视的。为了研究节点变形和设计方法对于RCS组合框架结构的抗震性能影响，下面将对3个6层的RCS组合框架结构进行一系列的非弹性动力分析。其中一个RCS组合框架结构节点区域被认为是刚性的，而另外两个框架结构则采用的是活动性的节点连接形式，以此来考虑节点变形的影响。同时，采用活动性的节点连接形式的两个框架结构的节点，一个是基于强度控制的方法设计的，一个是基于变形控制的方法设计的，下面将作详细解释。4.1 六层RCS框架结构的设计与建模本试验中的6层RCS框架结构原型来自于美国、日本关于混合结构的合

34、作研究计划，结构布置如图9（a）所示，立面图和梁柱截面尺寸如图9（b）所示。结构的抗震设计依据是国际建筑规范（IBC）2000版（ICC 2000），同时假定该建筑位于洛杉矶地区（场地类别：D类，硬土）。根据规范查图可知，该地区的地震参数为，在5%的阻尼比下，。其中，、分别为短期地震加速度和1s特征周期地震加速度。建筑设计地震分组为第组，抗震等级为D级。结构抗震设计时，计算得到标准层自重为1063kN（239千磅），屋盖自重为858kN（193千磅）。本试验中的建筑结构设计与Mehanny（2000）进行的试验研究中的建筑结构设计相似，但对其柱的尺寸和配筋进行了修改。该结构的详细设计信息可以在

35、其他地方查到（Liang等人，2003）。需要指出的是，本试验中的6层RCS框架结构的设计与前面所提的构件试验没有关系。图9 六层RCS框架结构的平面图和立面图本试验中，为了研究RCS框架结构的地震响应，使用的计算机程序是RAM Perform-2D（RAM国际2000）。程序中定义的梁、柱、连接节点等的单元属性，是根据本文前面的试验结果以及先前的一个关于RCS节点研究的试验（Parra-Montesinos，Wight，2000）得到的。对于采用活动性的节点连接形式的两个框架结构，程序中使用了一个面域单元来模拟节点的变形。面域单元包含了四个铰接在角部的刚性键和一个扭曲的弹簧，它的尺寸大小正好

36、为节点区域内的梁高的95%（RAM国际2000）。建模时，梁和柱在中间段被认为是弹性的，而在两端则采用的是非弹性的铰接。采用刚接节点和铰接节点的结构的基本周期分别为1.03s和1.30s。对于RCS结构的节点设计，节点的抗剪强度需满足下面的公式： （1）（1）式中，为节点的极限抗剪强度，其值可以取节点剪切扭曲度为1.2%时的节点抗剪强度（Parra-Montesinos等人，2003）。而影响系数则取决于节点剪切扭曲度的最大取值。对于节点抗剪强度需求值，则是框架结构中节点区域处的实际剪力值。在计算时，认为框架梁的弯矩达到了极限弯矩，同时考虑了材料的超强和应变硬化。在基于强度控制的方法设计的节点

37、和基于变形控制的方法设计的节点中，系数均取1.0。为了控制节点的剪切扭转变形，在基于变形控制的方法设计的节点中，影响系数取0.85，而在基于强度控制的方法设计的节点中，影响系数取1.0。需要指出的是，在计算节点的极限抗剪强度时，没有考虑节点处钢梁腹板的材料超强和应变硬化，这就意味着在（1）式中包含了一个隐含的安全系数。图10 简化三向节点剪力和节点变形图由于本试验要研究的是所有RCS框架结构的节点性能对其地震响应的影响，所以在计算节点的极限抗剪强度和节点抗剪强度需求值时引入了影响系数和，这样就更具概括性，而不仅仅是针对个别的结构构件。节点的三向剪力和节点总剪切变形包络图可以用来分析混合结构节点

38、的动力响应，如图10所示。图10中的三向剪力和节点总剪切变形包络曲线关系与先前密歇根大学所做的研究（Parra-Montesinos，Wight，2000）相吻合。在建模过程中，由于考虑了材料的超强和应变硬化，节点的抗剪强度大约增加了10%（Liang等人，2003）。需要指出的是，在RAM Perform-2D程序中，使用了面单元来模拟节点的剪切扭曲变形。为了简化处理，在动力分析中，节点的承压变形被当做是与节点的剪切扭曲变形相结合的，同样使用了面单元来模拟。4.2 动力分析地震波选取针对不同的特性和强度，有4种历史记录地震波可供选择：2条El Centro地震波和2条Sylmar地震波，这4

39、种历史记录地震波都是在Northridge地震中得到的。El Centro地震波一般被选作代表远场地面运动，而Sylmar地震波由于其近断层的特点，常常被选作代表近场地面运动。对于El Centro地震波和Sylmar地震波各自中的两条，则分别代表的是洛杉矶地区设计年限为50年的情况下，超越概率为10%和2%的设防地震波。在这4种历史记录地震波中，El Centro地震波（设计年限为50年的情况下，超越概率为10%）和2条Sylmar地震波都曾直接被应用在由Somerville等人（1997）设计的SAC项目中，而El Centro地震波（设计年限为50年的情况下，超越概率为2%）也曾被作者应

40、用过（Liang等人，2003）。4.3 分析结果4.3.1 节点变形对层间位移的影响试验中的3个框架结构在4种地震波下的最大层间位移分布如图11所示。从图中可以看到，节点变形对于最大层间位移的影响是明显的，尤其是在2条Sylmar地震波和El Centro地震波（设计年限为50年的情况下，超越概率为2%）的作用下。当RCS的节点连接是刚性连接时，在Sylmar地震波（设计年限为50年的情况下，超越概率为10%）的作用下，最大层间位移仅为1.5%。然而，当RCS的节点连接为铰接时，最大层间位移增加到了大概2.1%。同理，当考虑了节点连接的活动性时，在El Centro地震波（设计年限为50年的

41、情况下，超越概率为2%）的作用下，最大层间位移由2.3%增加到了2.9%，在Sylmar地震波（设计年限为50年的情况下，超越概率为2%）的作用下，最大层间位移由2.5%增加到了3.3%。在El Centro地震波（设计年限为50年的情况下，超越概率为10%）的作用下，3个框架结构的最大层间位移都相同，大概为1.3%。图11 最大层间位移比较如图12所示，表示了基于变形控制的方法设计的框架结构在4种地震波下的最大层间位移沿楼层高度的分布图。在El Centro地震波（设计年限为50年的情况下，超越概率为10%）的作用下，较大的层间位移主要集中在1到5层，其中最大的层间位移在2到3层之间，为1.

42、3%。在其他3种地震波作用下，较大的层间位移发生在较低的3个楼层，其中最大的层间位移在1到2层之间。在Sylmar地震波（设计年限为50年的情况下，超越概率为10%）的作用下，最大的层间位移约为2.0%，而在同样超越概率的El Centro地震波作用下，最大的层间位移为1.3%。在设计年限为50年，超越概率为2%的El Centro地震波和Sylmar地震波的作用下，框架结构的最大层间位移分别为2.4%和3.3%，且最大层间位移均发生在较低的3个楼层。图12 最大层间位移分布（基于变形控制的方法设计的框架结构）4.3.2 节点设计方法对节点变形的影响如图13所示，表示了两个基于不同的节点设计方

43、法的框架结构的最大节点变形比较。对基于强度控制的节点设计方法的框架结构，最大总节点变形为1.2%，这相当于达到了前面所述的图13 最大节点变形比较构件试验中的中度破坏。对基于变形控制的节点设计方法的框架结构，最大总节点变形减小到了0.8%，这相当于刚好达到了节点弹性变形的极限值。根据基于变形控制的节点设计方法设计的框架结构，在试验中发生了较小的变形，这主要是由于节点处的框架梁，在梁跨中达到极限弯矩时并没有同时达到承载力限值。然后，传递到节点处的剪力就比公式（1）中的极限值更小，所以最终变形也就更小。4.3.3 非弹性变形分布在试验中，框架结构的大多数非弹性变形都集中在梁端，即靠近柱子的区域。对

44、基于变形控制的节点设计方法设计的框架结构，在Sylmar地震波（设计年限为50年的情况下，超越概率为10%）的作用下，最大的梁总扭曲度和最大的柱总扭曲度均约为0.02rad。在这种地震波作用下，混合结构的节点变形仍然处于弹性阶段。而对于相同的结构，在Sylmar地震波（设计年限为50年的情况下，超越概率为2%）的作用下，与超越概率为10%的Sylmar地震波作用相比，最大的梁总扭曲度和最大的柱总扭曲度均有显著的增加，分别为0.042rad和0.03rad，且节点变形处于塑性阶段。框架结构最大的非弹性变形集中在梁端负弯矩处。根据基于强度控制的节点设计方法和基于变形控制的节点设计方法设计的RCS框

45、架结构相比较，在最大层间位移方面并没有太大的差异，但对于构件中的非弹性变形分布还是有所区别。与基于强度控制的节点设计方法设计的框架结构相比，基于变形控制的节点设计方法设计的框架结构的节点变形会减小，但其梁的扭曲度会略有增大。5 总结和结论本研究对4个RCS梁柱板组合构件进行了大位移扭转试验，其中包括两个中柱构件和两个边柱构件。试件都是按照“强柱弱梁”的概念设计的，而节点是根据基于变形控制的承载力设计方法设计的，这种设计方法可以控制连接节点的扭转变形和剪切破坏。试验中，RCS组合构件被测试的性能包括荷载位移响应、节点变形、梁扭曲和钢筋、钢组件的应变等。另外，对RCS组合构件中，梁、柱和节点变形等

46、对层间位移有影响的因素也有所研究。为了完善试验方案，还对一个6层的RCS框架结构进行了一系列的非弹性动力分析，研究了节点变形和节点设计方法对RCS框架整体结构的地震响应影响。本试验中的4个RCS梁柱板组合构件，都表现出良好的抗震性能，其荷载位移响应曲线稳定，具有良好的耗能能力，虽然梁的扭曲度较大，但节点处也只达到了中度破坏。通过理论计算值与实际的最大节点剪切变形值比较，表明在基于变形控制的节点设计方法设计的RCS框架结构中，节点连接处的扭转和破坏可以得到有效的控制。从分析结果可以看到，在RCS框架结构中节点变形可以导致最大层间位移显著增加，这样的话在混合结构的分析中，节点连接处的活动性就应该被

47、考虑。同时可以看到，与基于强度控制的节点设计方法设计的框架结构相比，基于变形控制的节点设计方法设计的框架结构的节点变形较小，但在最大层间位移方面二者并没有太大的差异。谢辞本项研究得到了美国国家科学基金CMS-0219503项目和密歇根大学的赞助，在此表示感谢。同时也要感谢James K. Wright教授的大力支持和宝贵意见。本文所表达的观点仅为作者见解，并不代表赞助者的观点。参考文献1 American Concrete Institute（ACI）.（1999）. “Building code requirements for structural concrete.” ACI 318-9

48、9，ACI Committee 318，Farmington Hills，Mich.2 American Concrete Institute（ACI）.（2002）.“Recommendations for design of beam-column connections in monolithic reinforced concrete structures.”ACI 352R-02，ACI-ASCE Committee 352，Farmington Hills，Mich.3 American Institute of Steel Construction （AISC）.（1997）. “Seis