高軸壓預(yù)制混凝土邊節(jié)點(diǎn)抗震性能足尺模型試驗(yàn)研究

高軸壓預(yù)制混凝土邊節(jié)點(diǎn)抗震性能足尺模型試驗(yàn)研究

0高層預(yù)制混凝土框架結(jié)構(gòu)節(jié)點(diǎn)施工性能的研究預(yù)制裝配混凝土結(jié)構(gòu)以預(yù)制混凝土構(gòu)件為主要組成，通過安裝和連接將其與部分結(jié)合形成。雖然它具有組件質(zhì)量好、產(chǎn)濕性少、施工周期長(zhǎng)等優(yōu)點(diǎn)，但預(yù)制構(gòu)件之間的連接對(duì)整體結(jié)構(gòu)的抗疲勞動(dòng)性能有重要影響。因此,國(guó)內(nèi)外研究者對(duì)各種裝配式構(gòu)件、節(jié)點(diǎn)以及裝配式整體結(jié)構(gòu)的抗震性能進(jìn)行了較多研究,得到了很多重要研究成果,如:鋼筋焊接錨固方式在中等配筋率的裝配構(gòu)件中需要保證有一定的錨固長(zhǎng)度,而在較大配筋率時(shí)不宜采用焊接方式,在層間位移4%的控制范圍內(nèi),裝配框架結(jié)構(gòu)可以采用混合連接方式等。這些研究成果在一些國(guó)家和地區(qū)進(jìn)行了實(shí)際應(yīng)用。目前,國(guó)內(nèi)相關(guān)研究機(jī)構(gòu)正在構(gòu)建預(yù)制混凝土結(jié)構(gòu)規(guī)范修訂建議,雖然這些已有研究成果為規(guī)范的修訂提供了重要的參考依據(jù),但仍然有眾多方面需要進(jìn)一步研究。已有的相關(guān)研究主要針對(duì)構(gòu)件尺寸較小、荷載水平較低的預(yù)制混凝土結(jié)構(gòu)構(gòu)件、節(jié)點(diǎn)以及框架,而對(duì)于構(gòu)件尺寸較大、荷載水平較高的高層裝配混凝土結(jié)構(gòu)研究較少;另外目前的預(yù)制混凝土結(jié)構(gòu)節(jié)點(diǎn)的研究主要研究了各種不同梁柱連接形式的抗震性能,對(duì)于考慮預(yù)制梁、柱、樓板的節(jié)點(diǎn)整體性能方面需要進(jìn)一步研究。為研究高層預(yù)制混凝土框架結(jié)構(gòu)裝配邊節(jié)點(diǎn)整體抗震性能,本文采用足尺模型試驗(yàn)方法,對(duì)鋼筋螺栓錨固連接方式的預(yù)制混凝土梁柱拼裝邊節(jié)點(diǎn)進(jìn)行低周反復(fù)荷載試驗(yàn),梁主筋不同于以往彎曲90°在核心區(qū)進(jìn)行錨固,而是在鋼筋端部軋制螺紋螺栓進(jìn)行錨固(圖1)。通過對(duì)其受力性能(包括剛度、承載力、滯回性能等)進(jìn)行研究,并與現(xiàn)澆節(jié)點(diǎn)進(jìn)行對(duì)比,驗(yàn)證此連接方式對(duì)高軸壓、大尺寸預(yù)制裝配節(jié)點(diǎn)抗震性能的影響及施工的安全可靠性。其次基于OPENSEES建立考慮梁底錨固鋼筋滑移的裝配節(jié)點(diǎn)數(shù)值模型,并采用試驗(yàn)結(jié)果進(jìn)行對(duì)比驗(yàn)證,最后在此基礎(chǔ)上利用此數(shù)值模型進(jìn)一步研究不同軸壓水平、不同配筋直徑等參數(shù)對(duì)節(jié)點(diǎn)受力性能的影響規(guī)律。1試驗(yàn)設(shè)計(jì)和試驗(yàn)對(duì)象的生產(chǎn)1.1邊節(jié)點(diǎn)節(jié)點(diǎn)連接根據(jù)試驗(yàn)要求選擇100m高預(yù)制裝配框架結(jié)構(gòu)底層柱截面最大、軸壓比最大的邊節(jié)點(diǎn)進(jìn)行試驗(yàn)。為準(zhǔn)確驗(yàn)證原型節(jié)點(diǎn)性能,采用足尺試驗(yàn),制作一個(gè)預(yù)制拼裝試件PC-J1,一個(gè)現(xiàn)澆對(duì)比試件PC-J2。邊節(jié)點(diǎn)試件中,柱長(zhǎng)度取層高的一半,即1.5m(自節(jié)點(diǎn)中心至柱端側(cè)向約束點(diǎn)的距離),軸壓比為0.6,節(jié)點(diǎn)梁端加載點(diǎn)至柱邊距離為1.5m,為梁高的2.5倍,剪跨比為2.7。試件截面形式按工程實(shí)際情況采用,柱和節(jié)點(diǎn)區(qū)混凝土強(qiáng)度等級(jí)為C60,主筋為HRB400,箍筋為HRB400。梁板部分的混凝土強(qiáng)度等級(jí)為C30,主筋為HRB400,箍筋為HRB335。試件中包括部分疊合板,作為梁的上翼緣。疊合板寬取梁跨的1/4,即1.5m。為了構(gòu)件安裝和加載的需要,在試件柱和梁的頂部均設(shè)置方形加載頭。節(jié)點(diǎn)構(gòu)件規(guī)格及配筋情況如表1所示。1.2鋼筋孔道綁扎及灌漿試件成型及安裝順序?yàn)橄阮A(yù)制梁板和柱(如圖2所示),在預(yù)制下柱和預(yù)制梁端下部預(yù)留鋼筋,預(yù)制上柱埋設(shè)鋼筋套筒作為預(yù)留鋼筋孔道以便與預(yù)制下柱鋼筋對(duì)接。通過綁扎節(jié)點(diǎn)鋼筋、梁上層鋼筋、板鋼筋后,澆筑節(jié)點(diǎn)區(qū)、梁上層及板現(xiàn)澆層,最后吊裝預(yù)制上柱與下部鋼筋對(duì)位拼接,并采用速凝高強(qiáng)漿料對(duì)預(yù)留鋼筋孔道進(jìn)行灌漿。節(jié)點(diǎn)區(qū)混凝土立方體抗壓強(qiáng)度平均為62MPa,梁板預(yù)制部分的混凝土立方體抗壓強(qiáng)度平均為33.5MPa,孔道漿體立方體抗壓強(qiáng)度平均為81.0MPa,鋼筋強(qiáng)度如表2所示。1.3試驗(yàn)加載制度試驗(yàn)柱設(shè)計(jì)軸向力為10560kN,其加載試驗(yàn)采用4000t多功能電液伺服加載系統(tǒng)進(jìn)行(如圖3所示),由于柱兩端都采用球鉸,并且球鉸面與柱面的摩擦力遠(yuǎn)大于側(cè)向約束力,所以柱上下端沒有施加水平約束。在試驗(yàn)之前用千斤頂一次性施加豎向荷載至試驗(yàn)柱預(yù)定的軸壓力并使其保持恒定,根據(jù)擬靜力試驗(yàn)加載制度,梁端荷載采用力-位移混合控制施加:對(duì)于鋼筋混凝土構(gòu)件,屈服荷載和屈服位移為對(duì)應(yīng)主筋應(yīng)力達(dá)到屈服強(qiáng)度時(shí)的荷載和相應(yīng)的變形,所以在試驗(yàn)加載過程中進(jìn)行力-位移控制加載時(shí),根據(jù)所記錄的主筋應(yīng)變達(dá)到屈服應(yīng)變時(shí)就認(rèn)為達(dá)到構(gòu)件的屈服荷載和屈曲位移。此后,從力控制轉(zhuǎn)到位移控制加載,加載的位移步長(zhǎng)取為記錄的屈服位移。試驗(yàn)中測(cè)量?jī)?nèi)容包括:梁端豎向位移和柱上下端及中部的水平位移,節(jié)點(diǎn)區(qū)的剪切變形,梁端拼接縫、柱端拼接縫之間的相對(duì)位移,位移計(jì)布置如圖4。2加載后梁體裂縫分布在往復(fù)荷載作用下,試件PC-J1和PC-J2的開裂破壞過程與特征基本相似,梁板區(qū)域經(jīng)歷了開裂、屈服、極限和破壞四個(gè)階段,最后破壞均是預(yù)制梁柱交接處靠近梁端部位的鋼筋屈服且混凝土出現(xiàn)壓碎而破壞,而節(jié)點(diǎn)核心區(qū)只在周圍出現(xiàn)壓裂現(xiàn)象,預(yù)制上柱與疊合板交接處出現(xiàn)保護(hù)層壓裂。在梁端施加負(fù)向荷載(梁底受拉)時(shí),靠近節(jié)點(diǎn)核心區(qū)附近的梁端底部首先出現(xiàn)微小的垂直裂縫,在梁端正向加載時(shí),梁端上部也出現(xiàn)微小的斜裂縫,隨著往復(fù)荷載的不斷增加,裂縫數(shù)量逐漸增多,已有的裂縫長(zhǎng)度和寬度不斷增大,并且分布范圍逐漸向加載點(diǎn)方向發(fā)展延伸,方向也逐漸傾斜。進(jìn)一步加載時(shí),靠近節(jié)點(diǎn)核心區(qū)附近的梁端底部裂縫與梁端上部裂縫形成交叉。進(jìn)入位移控制加載后,周圍的保護(hù)層部分裂縫寬度增大,梁端裂縫迅速發(fā)展,隨著控制位移的增大,最后梁端混凝土壓酥,承載力下降,但混凝土剝落不明顯,只在節(jié)點(diǎn)核心區(qū)周圍的保護(hù)層有輕微剝落。在力控加載到60kN時(shí),試件PC-J2梁根部首先出現(xiàn)裂縫,比試件PC-J1梁根部先出現(xiàn)裂縫,隨著加載的增大,兩節(jié)點(diǎn)的根部裂縫長(zhǎng)度和寬度都有所增加。當(dāng)正向加載到350.2kN時(shí),試件PC-J1梁的上部主筋達(dá)到屈服強(qiáng)度,梁的側(cè)面和底部裂縫貫通形成U形裂縫,此時(shí)梁端位移為6.3mm時(shí),則正向屈服荷載和屈服位移分別為350.2kN和6.3mm;當(dāng)負(fù)向加載到296.8kN時(shí),試件PC-J1梁的下部主筋達(dá)到屈服強(qiáng)度,梁的側(cè)面出現(xiàn)人字形裂縫,此時(shí)對(duì)應(yīng)的負(fù)向屈服位移為4.2mm。而試件PC-J2的正向和負(fù)向屈服荷載分別為360.8kN和242.7kN,對(duì)應(yīng)的正向和負(fù)向屈服位移分別為5.5mm和6.2mm。在負(fù)向加載到5倍屈服位移時(shí),試件PC-J1梁根部裂縫最大寬度約為2mm,試件PC-J2梁根部裂縫最大寬度約為3mm,試件PC-J2的拼裝處裂縫較PC-J1的寬,且試件PC-J1梁端部裂縫分布比試件PC-J2更均勻。另外,試件PC-J2疊合板靠近節(jié)點(diǎn)端部也出現(xiàn)開裂,繼續(xù)加載后疊合板端部裂縫寬度增大,且疊合板疊合層間開始出現(xiàn)裂縫,而試件PC-J1的板沒有水平裂縫。正向加載到6倍屈服位移時(shí),兩節(jié)點(diǎn)梁端混凝土都出現(xiàn)壓酥,試件PC-J1核心區(qū)角落有輕微剝落,其他部位剝落現(xiàn)象不明顯,試件PC-J2梁根部和節(jié)點(diǎn)核心區(qū)角落出現(xiàn)剝落現(xiàn)象。試件破壞情況如圖5、6所示。3試驗(yàn)結(jié)果與分析3.1滯回t形梁圖7為2個(gè)試件的梁端豎向荷載P與梁端豎向位移Δ滯回曲線。試件PC-J2和PC-J1滯回曲線的形狀、大小及其演變過程均極其相似,由于配筋不對(duì)稱和疊合板起到T形梁的翼緣作用,滯回曲線正向加載(梁底受壓)和負(fù)向加載(梁底受拉)不對(duì)稱。兩試件開裂前剛度都無明顯變化,殘余變形小,呈尖梭形;開裂前后試件曲率有明顯變小的現(xiàn)象,剛度退化相比較快;混凝土開裂到鋼筋屈服,兩試件滯回曲線的形狀介于梭行和反S行之間;破壞時(shí)兩試件梁上部鋼筋產(chǎn)生較大的滑移,滯回曲線呈Z形,而由于梁的下部主筋滑移相對(duì)較小,節(jié)點(diǎn)的梁底受拉(負(fù)向加載)滯回曲線為反S形。3.2節(jié)點(diǎn)抗拉受力分析骨架曲線如圖8所示,由圖可知:裝配節(jié)點(diǎn)與現(xiàn)澆節(jié)點(diǎn)表現(xiàn)出相似的發(fā)展規(guī)律,隨加載位移的增加,荷載持續(xù)增大,但在正向屈服位移后,對(duì)于相同的加載位移,試件PC-J1的荷載高于試件PC-J2的荷載,對(duì)于負(fù)向加載位移,兩者荷載大體相同,梁端底部鋼筋屈服后,由于梁上部疊合板混凝土沒有達(dá)到屈服,在5倍的屈服位移加載后荷載沒有明顯下降,可見節(jié)點(diǎn)負(fù)向變形能力較大。表3進(jìn)一步對(duì)其位移延性系數(shù)進(jìn)行了計(jì)算,其中極限位移Δu為荷載降到最大荷載80%時(shí)的位移值。由表可知,兩試件的屈服位移和極限位移較為接近,試件PC-J2的位移延性系數(shù)稍大于試件PC-J1,可以認(rèn)為此連接形式的裝配節(jié)點(diǎn)的延性與整體現(xiàn)澆的節(jié)點(diǎn)相當(dāng)。3.3節(jié)點(diǎn)能耗特性一般節(jié)點(diǎn)破壞類型主要有梁端彎曲破壞控制型、節(jié)點(diǎn)核心區(qū)剪切破壞控制型以及兩者同時(shí)破壞型等。根據(jù)試驗(yàn)結(jié)果,此節(jié)點(diǎn)的破壞主要集中于梁端部,屬于梁端彎曲破壞類型,節(jié)點(diǎn)核心區(qū)出現(xiàn)微小裂縫,雖然沒有較大損傷,對(duì)整體節(jié)點(diǎn)的耗能有一定的影響。對(duì)于耗能能力,可以采用能量耗散系數(shù)進(jìn)行計(jì)算分析,根據(jù)各試件的滯回環(huán)計(jì)算出的能量耗散系數(shù)隨加載位移變化情況如圖9所示。由圖可知,試件的耗能系數(shù)隨著加載位移的不斷增大而增大的趨勢(shì),但試件PC-J2的耗能能力相對(duì)好于試件PC-J1的耗能能力。加載初期裂縫較少,塑性變形較小,節(jié)點(diǎn)耗能都較小,但裝配試件的裂縫要比現(xiàn)澆試件出現(xiàn)得早,也較早進(jìn)入塑性變形而使耗能系數(shù)高于現(xiàn)澆試件。加載到破壞時(shí)兩試件的耗能能力均沒有下降,現(xiàn)澆試件的耗能系數(shù)曲線斜率有變小的趨勢(shì),試件耗能增長(zhǎng)變慢,而裝配試件下降不明顯,可見此類裝配試件的耗能能力與現(xiàn)澆試件相當(dāng)或較現(xiàn)澆試件更好。3.4各計(jì)算ciqj的荷載和割線剛度i試件在加載過程中,其剛度不斷退化,而在等幅往復(fù)加載時(shí),其承載能力和剛度都隨著循環(huán)次數(shù)的增加而退化。一般采用承載能力退化系數(shù)uQ和剛度退化系數(shù)uK來定量反映這種相同加載位移下不同循環(huán)次數(shù)時(shí)的退化程度。uQi=Qji?1?QjiQji?1(1)uKi=Kji?1?KjiKji?1(2)uQi=Qi-1j-QijQi-1j(1)uΚi=Κi-1j-ΚijΚi-1j(2)式中:Qjiij、Kjiij分別為第j次加載位移下第i次循環(huán)時(shí)的最大荷載和割線剛度(i=2或3)。圖10和圖11分別表示了試件正向加載時(shí)承載能力和剛度退化系數(shù)隨加載位移的變化情況:隨著加載位移的增大,兩試件的承載能力和剛度退化總體呈增大的趨勢(shì);在加載位移約10mm時(shí),梁端裂縫發(fā)展加劇導(dǎo)致承載能力退化加劇,剛度也發(fā)生退化,但相對(duì)較緩慢;在繼續(xù)加載到結(jié)束階段,不管是第2次還是第3次循環(huán)加載兩試件的承載能力和剛度退化都比較相近。3.5梁端位移對(duì)承載能力的影響梁端部拼縫處的變形能反映節(jié)點(diǎn)的可靠性,拼縫處梁端的位移變化曲線如圖12所示。由圖12可知,在加載位移較小時(shí),試件PC-J2拼縫處梁端位移與試件PC-J1的梁端位移非常接近,而加載位移增大到約20mm后,兩試件梁端位移逐漸偏離,對(duì)比圖8所示的骨架曲線,此時(shí),試件PC-J2的荷載低于PC-J1試件,但試件沒有迅速破壞,可見,拼裝縫處的變形雖然較現(xiàn)澆試件的大,但對(duì)承載能力影響較小,主要是但由于拼裝縫處的剪切鍵能很好發(fā)揮作用。但如果試件的剪跨比增大,隨著加載位移的繼續(xù)增大,梁端的裂縫開展繼續(xù)增大,剪切鍵的作用會(huì)逐漸失效。4數(shù)值模型和分析4.1鋼筋應(yīng)力-滑移本構(gòu)模型鋼筋混凝土節(jié)點(diǎn)處于梁柱交匯處,鋼筋錨固、箍筋、樓板等影響導(dǎo)致節(jié)點(diǎn)受力復(fù)雜,采用塑性鉸模型是分析混凝土框架結(jié)構(gòu)常用的方法。為了區(qū)分彈性變形與塑性變形,不同的研究者還采用施加附加彈簧單元來建立不同類型的節(jié)點(diǎn)模型。由于節(jié)點(diǎn)鋼筋與混凝土之間的粘結(jié)退化會(huì)影響節(jié)點(diǎn)的剛度和承載能力,一些研究者建立了考慮鋼筋滑移的節(jié)點(diǎn)模型,如Fleury等通過滑移單元連接鋼筋和混凝土建立節(jié)點(diǎn)二維模型,較好地分析了節(jié)點(diǎn)鋼筋的滑移影響;Zhao等采用纖維單元模型并開發(fā)了零長(zhǎng)度截面單元,準(zhǔn)確地模擬了鋼筋混凝土結(jié)構(gòu)的梁底鋼筋滑移,本文采用此方法并基于OPENSEES程序來建立裝配節(jié)點(diǎn)數(shù)值模型。節(jié)點(diǎn)模型見圖13。模型由非線性纖維梁?jiǎn)卧土汩L(zhǎng)度截面單元組成,兩者都基于纖維分析方法,零長(zhǎng)度截面單元實(shí)際上在計(jì)算中賦予了1個(gè)單位長(zhǎng)度,所以其單元變形就等于截面變形,因此,截面上鋼筋的應(yīng)變可以采用鋼筋滑移量來表示,從而實(shí)現(xiàn)鋼筋滑移的考慮。零長(zhǎng)度截面單元與周圍纖維梁?jiǎn)卧孛婢哂邢嗤慕孛鎰澐?但零長(zhǎng)度截面單元鋼筋纖維的本構(gòu)模型采用鋼筋應(yīng)力σ-滑移s關(guān)系。由于本次試驗(yàn)沒有單獨(dú)進(jìn)行鋼筋滑移測(cè)試,未取得精確的應(yīng)力-滑移關(guān)系,所以采用已有研究者的研究結(jié)果,另外由于兩個(gè)試件的承載能力與延性系數(shù)比較接近,所以數(shù)值模擬時(shí),對(duì)于不同的試件采用相同的應(yīng)力-滑移模型。這里具體采用Zhao等建議的鋼筋應(yīng)力-滑移本構(gòu)關(guān)系和參數(shù)取值方法,此σ-s模型假定鋼筋應(yīng)力-滑移骨架曲線關(guān)于原點(diǎn)對(duì)稱,當(dāng)循環(huán)受力時(shí),卸載剛度取為初始剛度,再加載路徑則按照式(3)～(6)確定。σ=σ?×σmax或σ=σ?×σmin(3)σ?=s?/(suy?s?)/[(1/suy)Rc+(s?/(suy?s?))Rc]1/Rc(4)s?=(s?sr)/sy(5)suy=(smax?sr)/sy或suy=(smin?sr)/sy(6)σ=σ*×σmax或σ=σ*×σmin(3)σ*=s*/(suy-s*)/[(1/suy)Rc+(s*/(suy-s*))Rc]1/Rc(4)s*=(s-sr)/sy(5)suy=(smax-sr)/sy或suy=(smin-sr)/sy(6)式中,σ*為鋼筋的應(yīng)力比,s*為鋼筋滑移比,suy為應(yīng)力臨界值,sy為卸載滑移彈性恢復(fù)量,sr為殘余滑移量,Rc為再加載曲線形狀系數(shù),一般取為0.5～1.0,本文分析時(shí)取為0.7,σmax、smax和σmin、smin為受力過程中所達(dá)到的最大和最小鋼筋應(yīng)力與鋼筋滑移量。對(duì)于混凝土纖維,可都采用OPENSEES中的concrete02滯回模型來分析,但對(duì)于零長(zhǎng)度截面單元,由于鋼筋纖維的滑移考慮,如果要滿足平截面假定,則混凝土纖維需要有較大的塑性變形能力,因此為了滿足大變形的能力要求,假設(shè)零長(zhǎng)度截面單元混凝土纖維的強(qiáng)度降到80%后就進(jìn)入理想塑性狀態(tài)。另外采用此數(shù)值模型分析本文現(xiàn)澆試件時(shí),按照纖維梁?jiǎn)卧紤]零長(zhǎng)度截面單元混凝土纖維的抗拉滯回關(guān)系,而對(duì)于裝配試件時(shí),假設(shè)零長(zhǎng)度截面單元混凝土纖維的抗拉強(qiáng)度為零。采用此數(shù)值模型分析現(xiàn)澆試件與裝配試件的滯回性能結(jié)果如圖7所示,由圖可知,模擬結(jié)果與試驗(yàn)結(jié)果總體吻合,主要區(qū)別在于:梁底由受拉到受壓過程中,數(shù)值模擬結(jié)果的重新加載剛度比試驗(yàn)結(jié)果剛度恢復(fù)較快,這主要是由于梁底開裂裂縫閉合時(shí),混凝土受壓剛度恢復(fù)導(dǎo)致;另外,由于鋼筋滑移通過在零長(zhǎng)度截面單元上集中表示,所以在節(jié)點(diǎn)卸載到位移為零時(shí)的滯回曲線與試驗(yàn)結(jié)果也有少許差別。4.2柱截面尺寸對(duì)節(jié)點(diǎn)連接影響分析柱的軸壓比會(huì)影響節(jié)點(diǎn)核心區(qū)承載力,超過一定值后會(huì)影響較大,甚至改變其破壞形態(tài)。為了考慮柱軸壓比對(duì)此類節(jié)點(diǎn)的影響,利用以上建立的數(shù)值模型來分析,主要考慮4種不同軸壓水平(n=0.2,0.4,0.6,0.8),采用試驗(yàn)過程中相同的位移控制加載進(jìn)行數(shù)值模擬,各種情況下的節(jié)點(diǎn)骨架曲線如圖14所示:由圖可知,在梁底受拉(負(fù)向加載)時(shí),不同軸壓水平下的骨架曲線基本相同;而在梁底受壓(正向加載)時(shí),骨架曲線有一定的差別,但相差不大,隨著柱軸壓水平的增大,節(jié)點(diǎn)承載能力有所提高,在軸壓比0.2增至0.8時(shí),承載力從516kN增大到550kN,增大了6%。但隨著柱軸壓水平的增大,荷載降低得也稍快。但總體上,柱軸壓水平對(duì)節(jié)點(diǎn)的承載力影響不大,這主要是由于此節(jié)點(diǎn)柱截面尺寸達(dá)到800mm×800mm,導(dǎo)致此強(qiáng)柱弱梁節(jié)點(diǎn)的柱梁截面抗彎強(qiáng)度比較大,從而使柱軸壓水平在n<0.8時(shí)對(duì)節(jié)點(diǎn)的承載力影響較小。為進(jìn)一步考慮柱截面尺寸對(duì)此類節(jié)點(diǎn)的影響,通過對(duì)不同柱截面尺寸的節(jié)點(diǎn)進(jìn)行分析,在改變柱截面時(shí),柱截面的配筋率保持不變。分析時(shí)采用了三種不同尺寸柱截面,同樣采用試驗(yàn)過程中相同的位移控制加載進(jìn)行數(shù)值模擬,各種情況下的P-Δ骨架曲線如圖15所示:由圖可知,在梁底受拉和受壓時(shí),不同柱截面的節(jié)點(diǎn)承載力有所不同,承載力由800mm×800mm時(shí)的540kN降到500mm×500mm時(shí)的520kN,降低了4%。另外,隨著柱截面