随着我国经济和城市人口的迅速发展，高层和超高层建筑在现代城市建设中仍然发挥着重要的作用。矩形钢管混凝土柱因其承载力高、抗震性能好、耐火性能较好、施工方便等优点，在高层和超高层建筑中得到广泛的应用。但由于超高层地下部分框架梁因防腐防潮等问题往往采用混凝土结构。在矩形钢管柱截面较大，无法下插到地下结构的混凝土柱内的情况下，往往是较大截面的矩形钢管混凝土柱在地下室内与混凝土梁相交，形成了矩形钢管混凝土柱-混凝土梁连接节点，然而矩形钢管混凝土柱与混凝土梁的连接节点一直是组合结构中设计和施工的难点之一。该类连接节点目前常用连接节点有两种：一是矩形钢管混凝土柱-混凝土梁焊接牛腿式连接节点，该连接节点现场焊接量大，拖延施工进度，无法达到节能环保的目的；二是矩形钢管混凝土柱-混凝土梁套筒牛腿式连接节点，该连接节点对套筒精度要求较高，现场补做的套筒不易保证焊接质量。且二者在节点域处混凝土纵筋断开，传力不直接。国内外专家针对矩形钢管混凝土柱与混凝土梁的连接节点也做了一些研究。Alostaz和Yousef^[1]研究了钢管混凝土的连接问题，主要考虑其连接件的抗弯强度，分析和实验结果表明仅与管壁相连的连接件附近会产生较大的管壁变形，使用外隔板改善了简单的连接性能，但其性能受隔板几何形状的影响。王秀丽等^[2]提出了新型方钢管混凝土柱-混凝土梁新型连接节点。该种新型连接节点受力可靠，施工便捷，适用于实际工程。曲慧和王文达^[3]对两种新型钢管混凝土柱-混凝土梁连接节点进行了有限元模拟研究。对两种类型节点进行了理论计算，并对之前的试验结果进行了验证。他们提出适用于钢管混凝土柱-外环板式钢梁和钢筋环绕式钢筋混凝土梁连接节点的相似模型，模拟结果与之前试验研究结果一致。赵毅和徐礼华^[4]提出劲性环梁式钢管混凝土节点，节点承载力大，满足设计要求。李正良等^[5]提出新型装配式方钢管混凝土柱-钢筋混凝土梁组合框撑体系，该体系保证了“强节点弱构件”的理想失效路径并保护了节点核心区的完整性。林彦和周学军^[6]提出了外伸内隔板钢筋截断式节点，该节点有利于变截面的上下柱连接并能够有效地保护变截面处柱节点域。Dang等^[7]研究了钢管混凝土柱与钢筋混凝土梁的错列平面外连接问题，对4种SOC-TCB进行了反复荷载试验，试验结果表明节点剪切变形很小，在钢筋混凝土梁处形成塑性铰，但由于纵筋锚固长度不足，钢筋混凝土梁发生锚固破坏。王琨等^[8]建立了预应力型钢混凝土梁-钢管混凝土叠合柱框架中节点精细化数值有限元模型，基于参数分析结果，提出了节点核心区受剪承载力计算公式可供工程设计参考。李杨等^[9]研究钢-混凝土双面组合作用梁框架节点的抗震性能，通过改变下部混凝土板厚度和传力方式，研究下部混凝土板不同厚度和不同传力方式对双面组合作用梁力学性能的影响，研究发现与普通钢-混凝土单面组合作用梁框架节点相比，钢-混凝土双面组合作用梁十字形框架节点具有更高的承载力和刚度，适用于荷载较大的结构，下部混凝土板采用预制法制作和螺栓连接更加方便、可靠。以上研究依然存在混凝土纵筋在节点域断开，现场焊接纵筋的问题。

北京CBD核心区Z13项目是由一幢高层办公塔楼、一幢一层高的裙房以及五层地下停车层场组成。塔楼结构高度为180 m，共42层，标准层结构层高为4.35 m。该项目采用混凝土核心筒-钢梁矩形钢管混凝土柱外框-单向伸臂和腰桁架-端部跃层支撑框架组成的混合结构体系。地下部分采用矩形钢管混凝土柱与混凝土梁连接节点，结合该项目需求提出了矩形钢管混凝土柱-混凝土梁穿筋节点(后文简称穿筋节点)，该连接节点通过梁上受力钢筋穿过钢管混凝土柱，同设置的暗梁共同承受剪力，通过加厚节点域矩形钢管柱壁板的方法，达到节点传力简便直接、强化节点域及避免现场焊接的目标。本文设计了不同配筋率的矩形钢管混凝土柱-混凝土梁穿筋节点进行低周往复加载试验作用下的模型试验。研究试件节点的滞回性能、骨架曲线、破坏形态、耗能能力和延性等力学性能。并与传统的矩形钢管混凝土柱-混凝土梁焊接牛腿式连接节点和套筒牛腿式连接节点进行性能对比。同时在试验基础上，对矩形钢管混凝土柱-混凝土梁穿筋节点矩形钢管混凝土受力性能进行理论受力分析，提出可靠地受弯承载力设计公式，并依照暗梁承担剪力给出合理的暗梁优化设计建议。

1   矩形钢管混凝土柱-混凝土梁穿筋节点构造

矩形钢管混凝土柱-混凝土梁穿筋节点在工厂将型钢暗梁焊接在钢柱壁板上，暗梁上下翼缘焊有栓钉。梁纵向钢筋在现场穿过钢管柱预留孔洞穿过钢柱，节点区钢管柱壁板根据穿孔造成的截面损失加厚。矩形钢管混凝土柱-混凝土梁穿筋节点示意图如图1所示。

图  1  矩形钢管混凝土柱-混凝土梁穿筋节点示意图

Figure  1.  Schematic diagram of steel bar-pierced joint of RC beam and rectangular concrete-filled steel tubular column

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2   试验设计

2.1   试件设计和制作

选取Z13项目中外框架地下钢管混凝土-混凝土梁节点，如图2所示。该节点矩形钢管混凝土柱截面为1100 mm×1100 mm×36 mm，混凝土梁截面为500 mm×650 mm。对该节点进行0.5倍缩尺，设计了三种不同配筋率的矩形钢管混凝土柱-混凝土梁穿筋节点SPBTC1-3(梁纵筋穿过钢管柱)，暗梁同工程设计一致按承担全部剪力考虑，同时将穿筋节点和另外两种构造形式的节点进行对比，设计了矩形钢管混凝土柱-混凝土梁焊接牛腿式连接节点BWBTC(梁纵筋焊接于暗梁)和矩形钢管混凝土柱-混凝土梁套筒牛腿式连接节点SBBTC(纵筋套筒焊接于钢管柱)，五个构件矩形钢管混凝土柱截面为550 mm×550 mm×18 mm，混凝土梁截面为250 mm×325 mm，每个十字节点两侧梁长均为2400 mm，柱高均为3000 mm。试件尺寸如表1所示，三种做法的矩形钢管混凝土柱-混凝土梁连接节点配筋率均为1.25%，三种做法对比图如图3所示。三个矩形钢管混凝土柱-混凝土梁穿筋节点的配筋率分别为：0.99%、1.25%、1.87%。试验中矩形钢管混凝土柱-混凝土梁试件混凝土全部采用C35级，钢筋采用HRB400级，钢材采用Q345B级。试件满足标准及规程^[10-12]规定构造要求。

图  2  施工现场

Figure  2.  Construction site

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表  1  试件信息

Table  1.  Test piece information

试件 名称	做法	矩形钢管柱 尺寸/mm	混凝土梁 尺寸/mm	暗梁 尺寸/mm	梁纵筋	配筋率/ (%)
BWBTC	梁纵筋焊 接于暗梁	550×550×18	250×325	HM237×200	418	1.25
SBBTC	纵筋套筒焊 接于钢管柱	550×550×18	250×325	HM148×100	418	1.25
SPBTC-1	梁纵筋穿 过钢管柱	550×550×18	250×325	HM148×100	418	1.25
SPBTC-2	梁纵筋穿 过钢管柱	550×550×18	250×325	HM148×100	422	1.87
SPBTC-3	梁纵筋穿 过钢管柱	550×550×18	250×325	HM148×100	416	0.99

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图  3  三种不同类型节点试件

Figure  3.  Three different types of node test pieces

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按照《普通混凝土力学性能试验方法标准》(GB/T 50081−2002)^[13]对混凝土试块进行力学性能试验，得到立方体抗压强度平均值为f_cu,m=37 MPa。按照《金属材料 拉伸试验 第1部分: 室温试验方法》(GB/T228.1−2010)^[14]，在试验同期使用北京建筑大学实验室的万能试验机对试件使用钢筋及钢材进行材料力学性能试验。钢筋力学性能如表2，钢材力学性能如表3所示。

表  2  钢筋力学性能

Table  2.  Mechanical properties of steel bars

钢筋型号	直径 /mm	屈服强度 /MPa	极限强度 /MPa	应变ε/(%)
HRB400	6	537	670	1.34
	8	577	715	1.72
	16	498	594	4.00
	18	532	610	5.67
	22	499	577	5.57

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表  3  材性试样单轴拉伸试验结果

Table  3.  Uniaxial tensile test results of material samples

试样位置	试样厚度 t/mm	屈服强度 fy/(N/mm2)	极限强度 fu/(N/mm2)	应变 ε/(%)
暗梁腹板	6	447	568	2.44
内隔板	9	419	523	2.96
暗梁翼缘	10	499	606	4.04
柱端	18	429	519	4.40
柱中	22	454	536	4.41

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2.2   试验加载装置

矩形钢管混凝土柱-混凝土梁穿筋节点低周往复加载试验在北京建筑大学结构实验室进行，试验设计如图4所示。试验试件安装完成，如图5所示。

图  4  试验装置图

注：①—竖向600 t作动器；②—竖向200 t作动器；③—反力架；④—铰支座；⑤—梁端固定夹具；⑥—十字节点试件

Figure  4.  Test device diagram

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图  5  试验现场图

Figure  5.  Test site map

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2.3   加载制度

加载制度参考文献[15-16]，试验采用《建筑抗震试验规程》(JGJ/T 101−2015)^[17]中规定的力和位移协同控制的加载制度，如图6所示。试验初期先采用力控制，规定东梁向上加载，西梁向下加载为正向加载；东梁向下加载，西梁向上加载为负向加载。预估构件的屈服荷载，采用25%屈服荷载逐级递增进行加载，每级荷载加载一圈，直至试件屈服。当试件由弹性阶段进入塑性阶段时，即节点屈服时，将梁端的位移定为屈服位移Δ。此时采用位移控制加载，每级加载位移为Δ倍数，每级加载三圈，直至构件承载力下降到极限承载力的85%以下或构件变形太大时，停止加载。

图  6  加载制度示意图

Figure  6.  Schematic diagram of loading system

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2.4   测量内容及方法

通过位移计在梁加载端进行位移测量，利用作动器对实际作用在试件上的荷载进行测量，通过在试件表面绘制网格线对试验过程中出现的裂缝进行实时观察并测量，试验选用DH3820高速静态应变测试分析系统进行数据存储。应变片及位移计位置如图7~图10所示。

图  7  纵筋箍筋应变片布置图

Figure  7.  Arrangement of strain gauges for longitudinal tendons

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图  8  钢柱牛腿应变片布置图

Figure  8.  Arrangement of strain gauges for concealed steel beams

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图  9  混凝土外表面应变片布置图

Figure  9.  Arrangement of strain gauges on the other surface of concrete

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图  10  位移计布置图

Figure  10.  Displacement meter layout

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2.5   试验过程及现象

试件SPBTC-1加载至20 kN时，东梁下表面第一条细小横向裂缝，试件进入带裂缝工作阶段。当荷载加载至24 kN时，梁上裂缝增多，结合梁上纵筋应变判断节点进入塑性变形阶段，试验转为位移加载控制，以此时梁端位移Δ=7.5 mm的倍数逐级加载。随位移加载增加，试件的受拉横向裂缝在东西梁受拉一侧更多位置出现，并且横向裂缝向梁高所在侧面有较长延伸。位移加载从3Δ~4Δ时，东西混凝土梁上下面受拉侧裂缝随着加载逐级增多，横向短裂缝逐渐相连贯穿且集中在牛腿截面处出现，梁侧面竖向裂缝持续发展，牛腿截面处竖向裂缝数量增多，梁侧面上下竖向原有竖向裂缝开始向斜向延长，在牛腿截面处集中相交。当位移加载至5Δ时，东西梁上下面受拉侧混凝土不再出现新裂缝，多条横向裂缝相连贯穿，导致部分受拉侧混凝土外表皮脱落，此时梁端受拉侧混凝土裂缝最大宽度达到1 mm~2 mm。同时侧面多条混凝土斜向裂缝继续发展相连，裂缝宽度持续变宽，靠受拉侧部分混凝土表皮脱落，初步形成塑性铰。位移加载至7Δ时，东西梁上下受拉截面横向贯穿裂缝宽度持续变大，裂缝最大宽度达到3 mm，混凝土表皮持续脱落，同时侧面混凝土斜向裂缝继续变宽，也出现混凝土外表皮脱落现象。当位移加载至8Δ时，东西梁上下受拉截面横向贯穿裂缝宽度持续变大，梁受压侧混凝土被压碎，梁混凝土表皮、块体持续脱落，同时东西梁侧面混凝土斜向裂缝继续变宽，混凝土外表皮脱落。最终，加载至9Δ时，西梁也出现大块混凝土剥落现象且由于东梁破坏严重，承载力下降至极限荷载85%，试验结束，过程如图11所示。

图  11  试件SPBTC-1

Figure  11.  Test piece SPBTC-1

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其他试件试验现象与试件SPBTC-1相差不大。试件BWBTC加载至30 kN正向第一圈时，东梁混凝土与钢柱铰接面出现第一条细小横向裂缝，西梁下面受压无横向裂缝产生；荷载施加到负向30 kN时，东梁下面裂缝闭合，西梁混凝土与钢柱交接面出现第一条细小横向裂缝，结合钢筋应变变化，判断钢筋进入塑性变形阶段，试验转为位移加载控制。位移加载以施加30 kN时，东西梁位移以Δ=7.45 mm≈7.5 mm的倍数逐级加载。加载至5Δ，裂缝数量增加缓慢，裂缝宽度变大，东西梁上下截面横向裂缝在牛腿截面处相连贯穿，裂缝开裂最大宽度为1 mm，梁侧面竖向裂缝继续向斜向发展在牛腿截面处集中交叉延续，初步形成塑性铰区域。7Δ~8Δ时，东西梁上下受拉截面横向贯穿裂缝宽度持续变大，裂缝最大宽度达到3 mm，其中西梁混凝土脱落现象较为严重。位移加载9Δ过程中，位移加载至10Δ时，西梁下面侧面有大块混凝土脱落，东梁也出现大块混凝土块剥落现象。由于西梁正负向承载力下降严重，试验停止，过程如图12所示。

图  12  试件BWBTC

Figure  12.  Test piece BWBTC

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试件SBBTC当荷载施加到正向26 kN时，东梁下面在牛腿截面处出现第一条细小横向裂缝，西梁下面受压无横向裂缝产生，此时节点进入带裂缝工作阶段。荷载施加到负向26 kN时，东梁上面在牛腿截面处出现细小横向裂缝，东梁下面裂缝闭合，同时西梁下面在牛腿截面处出现细小横向裂缝，结合钢筋应变变化，判断钢筋进入塑性变形阶段。试验改为位移加载控制，位移加载以施加26 kN荷载时，东西梁位移以Δ=7.5 mm的倍数逐级加载。加载至6Δ时，裂缝数量不再增加，裂缝宽度持续增加，东西梁上下截面横向裂缝在牛腿截面处相连贯穿，初步形成塑性铰分区。加载至8Δ时，东梁上下受拉截面横向贯穿裂缝宽度持续变大，裂缝最大宽度达到3 mm，梁混凝土表皮持续脱落，同时侧面混凝土斜向裂缝继续变宽，混凝土外表皮脱落，此时西梁上面部分混凝土隆起，侧面可清晰看出隆起下部开缝，伴随侧面混凝土表皮隆起，塑性铰上半区三角形突显，侧面塑性铰周围混凝土开裂达到4 mm，下侧混凝土表皮有大块脱落现象。移加载9Δ过程中，西梁受压侧混凝土在暗梁截面处继续被压碎，西梁侧面暗梁外侧端部截面处混凝土有较大块体脱落，东梁只有部分混凝土表皮剥落。最终由于西梁正负向承载力下降严重，试验停止，过程如图13所示。

图  13  试件SBBTC

Figure  13.  Test piece SBBTC

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试件SPBTC-2当荷载施加到正向30 kN时，东梁下面在牛腿截面处出现多条细小横向裂缝，同时梁侧面出现多条竖向裂缝，西梁下面受压无横向裂缝产生，此时节点进入带裂缝工作阶段。荷载施加到负向30 kN时，东梁上面在牛腿截面处出现多条细小横向裂缝，东梁下面裂缝闭合，西梁下面在牛腿截面处出现细小横向裂缝，同时梁侧面出现多条竖向裂缝。结合钢筋应变变化，判断钢筋进入塑性变形阶段，试验转为位移加载控制。位移加载以施加30 kN时东西梁位移Δ=7.5 mm倍数逐级加载。加载至5Δ，裂缝数量不再增加，裂缝宽度持续增加，东西梁上下截面横向裂缝在牛腿截面处相连贯穿，开裂处有些许混凝土表皮脱落，裂缝开裂最大宽度为1 mm。梁侧面竖向裂缝继续在牛腿截面处交叉延展，初步形成塑性铰分区。位移加载至7Δ时，东西梁上下受拉截面横向贯穿裂缝宽度持续变大，裂缝最大宽度达到3 mm，梁混凝土表皮持续脱落，同时侧面混凝土斜向裂缝继续变宽，混凝土外表皮脱落。加载8Δ过程中，东梁下面牛腿截面处受压混凝土被压碎，从受压过程转受拉过程中，有大块混凝土脱落，东梁侧面牛腿截面处混凝土也有较大块体脱落，此时梁端塑性铰明显，西梁无混凝土被压碎现象，只有裂缝宽度变宽，些许混凝土表皮脱落。在位移加载9Δ过程中，东梁下面牛腿截面处受压混凝土被压碎，大块混凝土脱落，东梁侧面牛腿截面处混凝土也有较大块体脱落，梁端塑性铰明显。由于东梁正负向承载力下降严重，试验停止，过程如图14所示。

试件SPBTC-3当荷载施加到正向24 kN时，东梁下面在牛腿截面处出现多条细小横向裂缝，同时梁侧面出现多条竖向裂缝，西梁下面受压无横向裂缝产生，此时节点进入带裂缝工作阶段。荷载施加到负向24 kN时，东梁上面在牛腿截面处出现多条细小横向裂缝，东梁下面裂缝闭合，西梁下面在牛腿截面处出现细小横向裂缝，同时梁侧面出现多条竖向裂缝。结合钢筋应变变化，判断钢筋进入塑性变形阶段，试验转为位移加载控制。位移加载以施加20 kN时东西梁位移Δ=7.5 mm的倍数逐级加载。加载至5Δ，裂缝数量不再增加，裂缝宽度持续增加，东西梁上下截面横向裂缝在牛腿截面处相连贯穿，开裂处有些许混凝土表皮脱落，裂缝开裂最大宽度为1 mm。梁侧面竖向裂缝继续在牛腿截面处相交延展，初步形成塑性铰分区。加载至7Δ时，东西梁上下受拉截面横向贯穿裂缝宽度持续变大，裂缝最大宽度达到3 mm，梁混凝土表皮持续脱落，同时侧面混凝土斜向裂缝继续变宽，混凝土外表皮脱落。位移加载至8Δ时，东梁下面侧面有大块混凝土剥落，西梁也出现少量混凝土剥落现象。由于东梁正负向承载力下降严重，试验停止。试验最终破坏照片如图15所示。

图  14  试件SPBTC-2

Figure  14.  Test piece SPBTC-2

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图  15  试件SPBTC-3

Figure  15.  Test piece SPBTC-3

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3   试验结果对比

3.1   滞回曲线

五个试件东梁滞回曲线对比图如图16和图17所示。图中可以看出五个试件滞回曲线连续饱满，耗能充分。由滞回曲线可知，在加载的初始阶段，节点处于弹性状态，滞回环面积很小。荷载恢复到0 kN时，残余变形几乎不存在。随着加载的进行，梁端荷载及位移不断增大，节点耗能能力逐渐增强，滞回环包围的面积也越来越大，由于混凝土受压端的塑性变形，以及受拉端钢筋与混凝土之间的粘结滑移效应，曲线呈现出反S形，呈现出了较严重的捏拢现象。在同级加载下，第二次循环较第一次循环的荷载峰值有不同程度的降低情况，表明其由于混凝土破坏、斜裂缝开展及粘结滑移现象等原因而出现了强度退化的现象。加载末期，滞回曲线呈现出了Z形，说明混凝土梁截面混凝土开始压碎，在压碎混凝土受拉过程中脱落，导致下一级受压时不能提供力矩，承载力下降。滞回曲线正负不完全对称，主要原因是：1)受试件的累计损伤和残余变形影响；2)受梁自重及夹具自重影响。

图  16  不同节点类型试件东梁滞回曲线对比

Figure  16.  Comparison of hysteretic curves of east beams of different joint types

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图  17  不同配筋率穿筋节点试件东梁滞回曲线对比

Figure  17.  Comparison of hysteretic curves of east beams of reinforced joints with different reinforcement ratios

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3.2   骨架曲线

五个试件东梁骨架曲线对比图如图18和图19所示。由图可以看出：

图  18  不同节点类型试件东梁骨架曲线对比

Figure  18.  Comparison of skeleton curves of east beams of different joint types

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图  19  不同配筋率穿筋节点试件东梁骨架曲线对比

Figure  19.  Comparison of skeleton curves of east beams of reinforced joints with different reinforcement ratios

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1)试件SPBTC-1、试件BWBTC、试件SBBTC极限承载力与极限位移分别为：79.4 kN，67.53 mm、100.3 kN，75.18 mm、81.7 kN，67.64 mm；试件BWBTC极限承载力较试件SPBTC-1和试件SBBTC更大的主要原因是：为满足焊接要求，暗梁截面尺寸及长度均大于另外两个试件。试件SPBTC与试件SBBTC在试验加载过程中承载力相差不大。

2)试件SPBTC-2、试件SPBTC-3极限承载力和极限位移分别为：113.4 kN，67.64 mm、61.1 kN，60.16 mm，与试件SPBTC-1对比来看：随配筋率增加，矩形钢管混凝土柱-混凝土梁穿筋节点极限承载力与极限位移均随之增长。

五个节点在加载前期，节点均保持弹性状态，骨架曲线基本保持直线状态，节点刚度基本保持不变，当荷载加载至24 kN左右时，节点出现开裂，此后节点刚度较弹性阶段逐渐下降，骨架曲线呈现出了明显的塑性特征，梁端位移的增长速度明显超过了荷载的增长速度，荷载逐渐达到节点的屈服荷载，随着加载的继续进行，钢筋进入强化阶段，荷载达到极限值。荷载达到峰值之后，由于混凝土梁纵向钢筋已达到极限强度，钢筋混凝土出现粘结滑移现象，受压混凝土出现破坏并在受拉加载过程中脱落，节点在之后的加载中出现了明显的下降阶段。

3.3   刚度退化曲线

五个试件东梁刚度退化曲线对比图如图20和图21所示。各试件刚度退化规律基本一致，在加载初期由于混凝土开裂，刚度退化速度较快，加载中期混凝土不再产生新裂缝，刚度退化速度减缓，加载后期塑性铰出现并破坏，刚度退化速度又变快。节点初始平均刚度为试验时试件开裂前刚度平均值。由图可知：

1)试件SPBTC-1、试件BWBTC、试件SBBTC初始平均刚度与最终刚度分别为：3.28 kN/mm，1.05 kN/mm、3.56 kN/mm，1.32 kN/mm、3.47 kN/mm，1.12 kN/mm。试件SPBTC-1塑性铰出现较晚，初始刚度与试件BWBTC、试件SBBTC相差不大，刚度退化幅度最小为2.23 kN/mm，延性最好。

2)试件SPBTC-2、试件SPBTC-3初始平均刚度和最终刚度分别为：4.33 kN/mm，1.47 kN/mm、2.99 kN/mm，0.84 kN/mm，与试件SPBTC-1对比：随配筋率增加，穿筋节点整体刚度增加，刚度退化幅度变大。

3.4   延性及耗能分析

节点延性是衡量节点抗震性能的重要指标。延性系数越大，试件延性越好，其在地震中消耗的能量也就越多，抗震能力也就越强。定义延性系数如式(1)：

式中：${\varDelta _{\rm{u}}}$为梁端极限位移；${\varDelta _{\rm{y}}}$为屈服位移。

图  20  不同节点类型试件东梁刚度退化曲线对比

Figure  20.  Comparison of stiffness degradation curves of east beams of different joint types

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图  21  不同配筋率穿筋节点试件东梁刚度退化曲线对比

Figure  21.  Comparison of stiffness degradation curves of east beams of reinforced joints with different reinforcement ratios

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五个试件的延性系数如表4所示。由表4可知：

1)试件SPBTC-1、试件BWBTC、试件SBBTC延性系数分别为：2.49、2.23、2.53，说明穿筋节点较另两种做法节点的延性相差不大。

2)试件SPBTC-2、试件SPBTC-3延性系数分别为：2.34、2.67，说明随配筋率增加，穿筋节点延性系数减小。

表  4  节点延性系数

Table  4.  Joint ductility coefficients

试件编号	极限位移$\varDelta _{\rm{u}}$/mm	屈服位移$\varDelta _{\rm{y}}$/mm	延性系数${\mu _\varDelta }$
SPBTC-1	67.53	27.09	2.49
BWBTC	75.18	33.71	2.23
SBBTC	67.64	26.77	2.53
SPBTC-2	67.67	28.93	2.34
SPBTC-3	60.16	22.54	2.67
注：实际屈服位移为后期处理试验数据得到试件在试验过程中的实际屈服位移。

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滞回曲线中滞回环包围的面积可反映节点弹塑性耗能的大小。为更合理的评估钢筋混凝土梁与矩形钢管混凝土柱穿筋节点的耗能能力，采用耗能系数E来反映节点的耗能能力。耗能系数如式(2)：

式中：${S_{ABC}}$为A、B、C三点所包围的弧形阴影面积；${S_{CDA}}$为C、D、A三点所包围的弧形阴影面积；${S_{OBE}}$为O、B、E三点所包围的三角形阴影面积；${S_{ODF}}$为O、D、F三点所包围的三角形阴影面积，如图22所示。

图  22  荷载变形曲线

Figure  22.  Load deformation curve

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为更合理地评估五个试件耗能能力，采用《建筑抗震试验方法规程》(JGJ/T 101−2015)^[17]中推荐的耗能系数来反映节点的耗能能力。将试件开裂前的阶段定义为初裂阶段，试件出现裂缝后，直到试件梁端极限荷载出现的阶段定义为通裂阶段，试件梁端极限荷载出现后的阶段定义为极限阶段。表5为5个试件东梁、西梁耗能系数平均值。由表5中耗能系数数据可知：

1)试件SPBTC-1、试件BWBTC、试件SBBTC极限耗能系数分别为：0.424、0.421、0.400，说明穿筋节点较焊接连接节点和套筒连接节点具有更好的耗能能力。

2)试件SPBTC-2、试件SPBTC-3极限耗能系数分别为：0.417、0.454。说明穿筋节点随配筋率增加，耗能系数变小，耗能能力下降。

表  5  耗能系数

Table  5.  Energy dissipation coefficients of east-west beams

试件编号	初裂阶段	通裂阶段	极限阶段
SPBTC-1	0.056	0.158	0.424
BWBTC	0.058	0.131	0.421
SBBTC	0.071	0.156	0.400
SPBTC-2	0.071	0.115	0.417
SPBTC-3	0.094	0.225	0.454

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4   节点承载力理论分析

根据工程实际应用及试验分析结论，对矩形钢管混凝土柱-混凝土梁穿筋节点进行节点受力分析，并给出穿筋节点受弯承载力和受剪承载力设计公式。

4.1   受弯承载力

矩形钢管混凝土柱-混凝土梁穿筋节点试验中混凝土梁在实际工程中连接主梁与柱，试验过程中在暗梁截面处出现塑性铰，说明达到了极限弯矩。

暗梁外截面正截面为双筋梁正截面，按照《混凝土结构设计规范》(GB 50010−2010)^[10](简称混凝土规范)中计算双筋梁正截面抗弯承载力，利用材性试验测得材料实测强度，根据不同配筋率对矩形钢管混凝土柱-混凝土梁穿筋节点进行抗弯能力计算，得表6计算数据。

通过表6可知，按照混凝土规范的抗弯承载力计算方法进行计算，不同配筋率的矩形钢管混凝土柱-混凝土梁穿筋节点计算值均小于试验值，且相差比例最小为7.48%，最大为9.22%。证明混凝土规范中的抗弯承载力计算方法能够很好地衡量矩形钢管混凝土柱-混凝土梁穿筋节点的抗弯承载能力，且可以有足够的安全储备。此计算方法可作为矩形钢管混凝土柱-混凝土梁穿筋节点抗弯设计依据。

表  6  节点受弯承载力理论与试验值对比

Table  6.  Comparison of bending capacity of joints with experimental values

试件编号	试验值/(kN·m)	计算值/(kN·m)	相差比例/(%)
SPBTC-1	171.06	158.25	7.49
SPBTC-2	242.46	220.10	9.22
SPBTC-3	132.63	122.71	7.48
注：相差比例=(试验值−计算值)/试验值。

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4.2   受剪承载力

穿筋节点设计时考虑暗梁承担全部剪力，试验中矩形钢管混凝土柱-混凝土梁穿筋节点处于受弯破坏状态时，根据暗梁翼缘、腹板应变可换算得到暗梁承担的剪力，并计算暗梁承担剪力所占全部剪力百分比。

试验过程中应变片测量所得切应变，通过式(3)可求得剪切应力：

式中：$\tau$为剪切应力；$G$为切变模量，按照《钢结构设计标准》(GB 50017−2017)^[18]近似取80 GPa；$\gamma$为剪切应变。式(4)有：

对于工字型截面有式(5)：

式中：${\tau _{\max }}$为截面剪切应力最大值；${I_{\textit z}}$为截面沿z轴惯性矩；${F_{\rm{s}}}$为截面所受剪力；$b$为翼缘宽度；$d$为腹板厚度；$h$为腹板高度；$H$为截面高度。

根据试验测得剪切应力代入换算公式所得计算值如表7所示。

通过表7数据对比可知，三个矩形钢管混凝土柱-混凝土梁穿筋节点试件暗梁承担剪力分别占试验极限荷载69.92%、60.52%及63.56%，说明混凝土梁除暗钢梁以外的钢筋混凝土部分能够承担约30%的剪力，今后在设计中加以考虑这部分受剪承载力，而不是目前设计认为暗钢梁承担全部剪力的设计方法，从而达到节省钢材的目标。为安全设计，推荐型钢牛腿截面按照承担梁端剪力80%进行设计。

表  7  试验暗梁受剪承载力与节点总受剪承载力对比

Table  7.  Comparison of experimental shear beam bearing shear force and experimental shear force value

试件编号	腹板应变量${\tau _{\max }}$/με	翼缘应变量${\tau _{\min }}$/με	最大剪力Fmax/kN	最小剪力Fmin/kN	平均剪力$\bar F$/kN	试验极限荷载/kN	$\bar F$试验极限荷载/(%)
SPBTC-1	955.29	727.34	60.96	55.82	58.39	83.5	69.92
SPBTC-2	1257.42	807.71	80.23	61.98	71.11	117.5	60.52
SPBTC-3	765.31	443.70	48.83	34.05	41.44	65.2	63.56

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5   节点受力机理分析

工程实践中，矩形钢管混凝土柱-混凝土梁穿筋节点用于连接柱与主梁，故节点主要承受荷载是主梁方向传至节点的弯矩，其破坏形式为受弯破坏。试验及有限元模拟结果亦可看出节点最终破坏形式为受弯破坏，受弯破坏截面位于型钢牛腿截面处。整个加载过程中，埋有型钢牛腿梁段由混凝土梁纵筋、混凝土与型钢共同承担荷载，无型钢牛腿梁段仅有混凝土梁纵筋及混凝土承担荷载，故型钢牛腿截面处刚度变化巨大，此截面为混凝土梁上“薄弱截面”。节点由型钢牛腿截面处破坏整体过程与普通混凝土双筋梁受弯破坏形式相同，破坏原理相似。节点受弯破坏简图如图23。

图  23  节点受弯破坏简图

Figure  23.  Flexural failure diagram

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6   结论

通过矩形钢管混凝土柱-混凝土梁穿筋节点的研究得到以下结论：

(1)矩形钢管混凝土柱-混凝土梁穿筋节点在保证施工高效，避免现场焊接的前提下，具有较强的承载能力，能够满足“强节点，弱构件”及传递竖向荷载的结构设计要求。

(2)与焊接连接节点和套筒连接节点相比，矩形钢管混凝土柱-混凝土梁穿筋节点刚度退化幅度更小，延性性能及耗能能力更强且具备较强的承载能力。

(3)随着配筋率增加，矩形钢管混凝土柱-混凝土梁穿筋节点承载力增加，刚度退化幅度增加，延性性能变差，耗能能力减小，符合结构承载力增高，延性下降的特点。

(4)穿筋节点采用混凝土规范双筋梁抗弯承载力公式计算承载力与试验弯矩值相差比例不超过10%，可以作为矩形钢管混凝土柱-混凝土梁穿筋节点的设计依据，且具有一定安全储备。

(5)根据应力-应变分析，穿筋节点型钢暗梁承担约70%的剪力，混凝土及钢筋承担约30%的剪力，型钢暗梁并未设计承担全部剪力，为偏安全设计考虑，推荐型钢牛腿截面按照承担梁端剪力80%进行截面设计。