钢筋混凝土柱-钢梁(reinforced concrete column-steel beam, RCS)混合框架是由钢筋混凝土柱和钢梁组成的结构体系. 与传统的纯钢或纯混凝土框架结构相比，钢梁较混凝土梁具有增大梁跨、扩大柱网尺寸、提高框架耗能能力等特点，混凝土柱则能够为结构提供更大的抗压能力、抗侧刚度和阻尼^[1-2]. 节点作为RCS框架结构梁柱传力的关键部位，其受力性能、传力机理、破坏模式等受到广泛关注. 早期RCS节点的研究集中于美国和日本，为了解节点内部的传力机理，Deierlein等^[3-4]进行了一系列包含不同构造的RCS节点往复加载试验，确定了2种不同的节点破坏模式，分别为剪切破坏和承压破坏. 其试验结果为1994美国土木工程协会制定RCS节点设计指南奠定了基础^[5]. 之后为期5 a的美日合作研究项目中，日本学者对RCS节点的不同构造措施、节点类型、梁柱几何比例等因素进行了试验研究和数值模拟分析^[6-9]，研究成果为日本建筑学会的设计指南所采纳(AIJ 2001).

目前关于RCS有节点材料和节点构造措施以及节点形式等方面的研究. Alizadeh等^[10]将自密实混凝土应用于节点浇筑，提升了施工效率. Ma等^[11]将再生混凝土应用于节点，试验结果表明，在剪切破坏模式下，试件的承载力与刚度随再生骨料占比增加而降低，延性与耗能能力则相应增加. Khaloo等^[12]对4个不同构造的节点进行试验研究，结果表明延伸面承板、延伸盖板以及剪力键可以不同程度提升节点的承载力. Lee等^[13]以中度抗震为目标，设计了4个以面承板、直交梁和栓钉为构造参数的简化节点，试验结果表明此类节点有良好的变形能力. Nguyen等^[14]等提出内嵌型钢的RCS节点,试验结果表明该节点有较好的延性和刚度保持能力，适用于中度延性要求的结构.

国内RCS节点研究始于21世纪初，主要集中于不同类型的节点构造措施对于RCS节点的强度和变形性能的影响^[15-17]，其中破坏模式对节点极限承载力具有重要影响^[18-19]. 梁铰破坏是一种延性相对好的破坏模式^[20-21]，为了保证梁铰破坏这一理想的破坏模式，须首先探究节点核心区的破坏模式和承载力. 在上述2种RCS节点的典型破坏模式中，柱端混凝土的承压破坏较节点区域的剪切破坏更为脆性. 为了减轻柱端混凝土的局部承压破坏，杨建江等^[15-16]提出了柱内型钢、钢筋网片、面承板等节点构造措施以延缓局压破坏的产生. 但此类方法均须在钢梁或者混凝土中进行一定的焊接或者预埋操作，在施工便捷性与经济性上有所欠缺. 近期的研究也倾向于提升RCS节点的施工便捷性，采用端板螺栓连接的节点为一大方向. 研究表明：通过合理的设计，可以将端板螺栓节点的破坏模式控制为梁端塑性铰破坏来保证节点良好的抗震性能^[22-25]. 但端板螺栓节点也面临高强螺栓预应力损失、端板翼缘焊接失效^[26]以及预留孔道对混凝土节点的削弱^[27]等问题，有待进一步研究.

考虑到RCS节点剪切破坏较承压破坏更具延性，并且施工便捷是节点工程应用的要求，本研究提出全截面隔板式RCS节点，其构造特点如下：1）节点核心区翼缘与混凝土柱等宽，能降低柱端混凝土的承压应力，避免发生承压破坏，改善节点的抗震性能. 2）节点核心区仅有翼缘贯通，简化了节点构造，便于制作. 翼缘预设纵筋孔和浇筑孔，便于装配施工. 为了研究该新型节点的抗震性能，考虑不同参数的影响，进行低周往复加载试验，考察其在不同轴压比与双向面承板厚度情况下的破坏形态、滞回特性、承载能力和耗能能力.

RCS中节点试件取自混合框架结构在水平荷载作用下相邻梁柱反弯点之间的部分，共设计2组6个试件，试件的参数如表1所示. 表中，n为轴压比，t为双向面承板厚度，均为变化参数，其中轴压比按照混凝土立方体抗压强度计算. 试件均设计为节点剪切破坏. 剪切破坏、承压破坏示意图如图1所示. 试件J-B-a14的几何尺寸和配筋图如图2所示 ，试件总长为3400 mm，柱身高度为2200 mm，梁柱反弯点之间的距离分别为3000、1800 mm. 混凝土柱截面为400 mm×400 mm ，柱内节点上下部分对称配筋. 节点内箍筋为$\phi 8\;{\mathrm{mm}}$@100 mm，柱端箍筋局部加密，为$\phi 8\;{\mathrm{mm}}$@45 mm，柱身箍筋间距为60 mm. 钢梁为焊接工字梁，翼缘厚度为18 mm，腹板厚度为10 mm，梁高为320 mm，如图2所示.

试件节点的基本形式如图3、4所示，节点核心区内的钢梁与柱身等宽形成全截面隔板 ，用以减轻混凝土的局部压应力，从而减小承压破坏这类脆性破坏的可能. 在横隔板中部开有孔径为160 mm的浇筑孔，四周开有直径为30 mm的纵筋穿孔. 整体化的节点构造在保证传力的同时，减少了工厂的焊接及螺栓连接. 轴压比试件组节点构造均一致，如图3（a）所示，节点平面外方向包含2块焊接于腹板上的钢板，为单向面承板. 双向面承板试件组节点平面内外共有4块钢板，为双向面承板，除了双向面承板厚度的变化（6、8、10 mm），其他节点构造尺寸均与图3（b）一致.

试验在浙江大学土木工程试验室进行. 柱上、下两端均连接有单向旋转支座来实现铰接，以模拟实际框架结构中反弯点处的约束情况. 采用梁端加载的方式，加载装置如图5所示，通过2台MTS液压伺服加载器在钢梁两端同步施加循环往复的位移，通过支撑在反力架上的油压千斤顶在柱顶施加轴向压力. 在试验过程中，预先在柱顶施加恒定轴力，稳定后进行预加载以检测测量仪器是否正常工作. 正式加载通过两侧梁端的MTS同步施加竖向拉压荷载. 梁端竖向加载由位移控制，以右端向下左端向上为正，位移加载制度如图6所示. 图中，DR为位移角，Δ为梁端位移，N为MTS加载圈数. 位移加载首次为0.125%层间位移角（1.0%层间位移角=30 mm梁端相对位移），而后为0.25%位移角. 自0.5%层间位移角起，每级循环2次，位移角增量为0.5%. 当层间位移角到达2.0%后，位移角增量更改为1.0%. 加载过程在试件荷载下降至峰值荷载的50%后停止.

试验中梁端反力由MTS的传感器获得，梁端位移由架设在测试架上的位移计读取. 试件节点区域的横隔板以及钢筋关键位置均布置有电阻应变片.

试件分为2批次浇筑，材料性能有所差异. 按GB/T228—2002《金属材料室温拉伸试验方法》^[28]进行材性试验，所得的各批次钢材的屈服强度、极限强度、弹性模量和延伸率如表2所示. 表2同时给出了试验时各试件混凝土立方体抗压强度的实测值. 表中，f_y 为钢材屈服强度，f_u 为极限强度，E_s 为弹性模量，A 为伸长率，f_cu 为混凝土立方体抗压强度.

6个试件均发生设计的节点剪切破坏. 轴压比为0.14的单向面承板J-B-a14试件加载过程中的裂缝发展情况如下. 节点核心区中部在位移角(Drift Ratio, DR)为0.5%、荷载为123 kN时开裂，在位移角为−0.5%、荷载为115 kN时负向裂缝在节点核心区出现. 在位移角为1.0%时，柱身开始出现弯曲裂缝，节点区有2条主斜裂缝沿对角线方向贯通. 随着位移角增加至1.5%，试件达到峰值承载力，主斜裂缝的最大宽度约为1.0 mm，新斜裂缝产生的位置由核心区中部转向两边，许多细小的斜裂缝产生将混凝土分割成窄长的斜压带，同时节点上下柱身处产生了新的弯曲裂缝，钢梁翼缘与混凝土柱之间开始出现空隙，表明钢梁已经产生了一定的刚体转动位移. 在位移角为2.0%时，核心区中部混凝土开始剥落，一条主斜裂缝贯通节点. 在位移角为3.0%时，节点核心区主斜裂缝宽度达到约3.5 mm，中部混凝土剥落更加严重，且剥落沿着对角线方向延伸. 在位移角为4.0%时，节点域下部混凝土掉落，箍筋和纵筋失去保护层. 在位移角为5.0%~6.0%的阶段，没有新的剪切裂缝产生，混凝土呈X状剥落，混凝土保护层几乎全部掉落，钢梁与混凝土之间空隙达到约3.5 mm，与钢梁翼缘接触位置混凝土只有部分混凝土压碎，没有出现大面积混凝土承压破坏，情况如图7（a）所示.

轴压比为0.25的单向面承板J-B-a25试件由于受到较大的轴压力作用，首条斜裂缝出现于节点核心区，位移角为0.5%，当荷载为152 kN时，开裂荷载高于试件J-B-a14的. 在位移角为1.0%时，新的斜裂缝在节点核心区两侧产生，柱身产生了弯曲裂缝. 在位移角为1.5%时，试件达到峰值承载力，核心区混凝土开始剥落. 在位移角为2.0%时，一条主斜裂缝贯通节点. 在位移角为3.0%时，节点域被4条斜裂缝分割，最大斜裂缝宽度约为7 mm. 在位移角为4.0%时，节点域下方混凝土掉落，引起试件荷载大幅下降. 此后的加载过程中，随着核心区混凝土的破碎掉落，试件承载力持续下降，直至位移角为6.0%时，核心区混凝土保护层全部脱落，节点域上下隔板附近的纵筋由于销栓作用发生明显变形，梁翼缘与混凝土柱之间间隙达3 mm，与钢梁翼缘接触位置部分混凝土压碎，没有出现大面积混凝土承压破坏，试件荷载低于50%最大承载力停止加载.

轴压比为0的单向面承板J-B-a0试件，节点核心区首条斜裂缝出现较早，在位移角为0.25%、荷载为57 kN时产生. 在位移角为0.5%时，第1条斜裂缝延长，在两横隔板内侧出现沿纵筋方向的竖向裂缝，此外，柱身处开始出现弯曲裂缝. 在位移角为1.0%时，节点域边角处产生竖向裂缝并转为斜裂缝. 柱身弯曲裂缝产生较多，裂缝长度达到200 mm. 在位移角为1.5%时，新斜裂缝在节点中部产生，主斜裂缝宽度为0.9 mm，裂缝周围混凝土有轻微的起皮，梁翼缘与柱之间间隙开始产生. 在4.0%位移角之后直到8.0%位移角，梁翼缘与混凝土柱之间的间隙逐渐扩大，最大达到8.7 mm，节点核心区不再有新的斜裂缝产生，原贯通的斜裂缝逐渐扩大，使得更大面积的混凝土掉落，在位移角为6.0%时可以看到承压区域混凝土几乎没有剥落，表明承压破坏并未发生，当0轴压试件加载至8.0%位移角时，承载力低于峰值荷载的50%，停止加载.

双向面承板试件破坏形态较为接近，以双向面承板厚度为10 mm，轴压比为0.14的J-BB10试件为例进行描述. 在位移角为0.5%，荷载为141 kN时，节点面承板角部产生45°的斜裂缝. 在位移角为1.0%时，新的斜裂缝在靠近节点域对角线的位置产生，同时节点域边缘纵筋位置处出现竖向裂缝，柱身在237 kN时有弯曲裂缝产生，此外柱身与横隔板之间也有间隙产生. 在位移角为1.5%时，新裂缝在面承板两侧产生，方向更加偏向竖直. 在位移角为2.0%时，节点核心区主斜裂缝宽度最大为0.8 mm，较单向面承板试件J-B-a14有所减小，核心区混凝土表面有少许起皮剥落，梁翼缘与柱身之间间隙约为1.3 mm. J-BB10试件的双向面承板角部由于焊缝强度不足，开始出现微小裂缝，试件承载力达到峰值. 在位移角为3.0%时，贯通节点区主斜裂缝宽度增加，往复加载过程中核心区大面积混凝土保护层剥落，梁翼缘与柱身之间间隙达到4 mm. 在位移角由4.0%增加至6.0%时，节点核心区混凝土持续剥落，钢梁与翼缘接触位置部分混凝土压碎脱落，并未出现混凝土压碎引起的明显间隙，未出现承压破坏.

各试件梁端荷载-位移曲线如图8所示. 图中，P为梁端荷载. 轴压比试件中J-B-a0滞回曲线呈明显的反S形，加载过程中混凝土柱在0轴压的情况下斜裂缝开展迅速，数量众多，剪切破坏裂缝的开闭使得滞回曲线捏缩效应明显. J-B-a14和J-B-a25试件滞回曲线基本一致，为弓形. 加载初期轴力的存在使得裂缝开展较慢，曲线捏缩效应不明显. 后期节点区混凝土剪切破坏严重，滞回曲线有较为明显的滑移段.

双向面承板试件三者的滞回曲线相近，呈弓形，滞回环面积较大，耗能能力较好. 面承板厚度会影响到试件的极限承载力，J-BB8和J-BB10较J-BB6在承载力方面分别提升约4.7%和9.5%.

如图9所示为2组试件的骨架曲线，由每一加载级的峰值荷载相连得到. 表中，Δ为梁端位移. 可以看出，骨架曲线可以大致分为弹性段、弹塑性段和下降段3个阶段.

如表3所示为试件的各特征点数据. 表中，P_cr、P_y、P_max、 P_u分别为开裂荷载、屈服荷载、峰值荷载、极限荷载；Δ_y、 Δ_max、Δ_u分别为荷载对应的位移，分别为屈服位移、峰值位移、极限位移；μ为延性系数. 采用等面积法确定试件的屈服荷载和屈服位移，构件位移延性系数定义为骨架曲线下降段85%的承载力相应位移与屈服位移的比值，即$ \mu = {\varDelta _{{\mathrm{u}}(0.85)}}/{\varDelta _{\mathrm{y}}} $.

轴压比系列试件在加载初期层间位移角DR<1.0%时，梁端荷载与位移角呈近似线性的关系. 随着层间位移角继续增大，荷载与位移角呈现非线性关系，表明节点区域已经产生塑性破坏. 当轴压比从0增加至0.14，试件的刚度、最大承载力有明显上升，两者分别增加了47%和23%.

在轴压比从0.14增加至0.25的过程中，试件刚度无明显变化，承载力增加了2.6%，其原因为试件J-B-a14与J-B-a0、J-B-a25非同一批浇筑，试件J-B-a14混凝土强度较高使得其承载力偏高. 如图10所示为设计参数对试件承载力的影响曲线. 其中，图10（a）黑色线为参考协会标准^[29]消除混凝土强度差异后的梁端荷载-轴压比曲线，可以看到荷载与轴压比有较强的线性关系. 具体消除流程是将协会标准所规定的RCS节点抗剪承载力计算公式中混凝土项的贡献按照混凝土轴心抗压强度降低至32.9 MPa来计算. 混凝土强度降低使得计算得到的混凝土项的抗剪强度贡献减小了103.5 kN，将其换算为梁端荷载，梁端荷载减小14.9 kN，得到图中的J-B-a14计算点. 由表3可知，在0~0.25的轴压比范围内，轴压组试件的延性系数随轴压比增大而增大，表明试件的变形性能随轴压比增大而有所提高.

结合图9（b）、图10和表3可得双向面承板系列3个试件整体包络线较为接近，最大承载力随面承板厚度的增加呈现线性增加的趋势，表明平面内面承板对抗剪承载力有直接贡献. 三者的变形性能较接近，J-BB10延性系数较小、下降段较陡. 双向面承板J-BB10试件中的平面内面承板与翼缘连接处焊缝在DR=2.0%时出现微小裂缝，此时因为裂缝较小，焊缝仍能够正常工作. 当DR=3.0%时，由于失效的焊缝面积扩大，原本正常工作的焊缝须承担更大的剪力，最终也因强度不足而破坏. 由于焊缝破坏时，面承板切应变已经超过屈服应变，焊缝撕裂对于试件的极限承载力影响较小，但是平面内面承板提前退出工作也导致试件延性系数减小，骨架曲线下降段较陡.

由表3可以看出，双向面承板试件J-BB10较单向面承板J-B-a14具有更高的承载力，骨架曲线的下降段也更加缓慢. 双向面承板的存在较单向面承板在极限承载能力方面有较大提升，屈服位移和极限位移都有所增加. 其原因是平面内方向的面承板直接起到类似于梁贯通节点的腹板抗剪作用，同时平面内面承板的存在对核心区混凝土起到一定的空间约束作用.

承载力退化是指在位移幅值不变的条件下，结构承载力随往复加载次数的增加而降低的特性，可由同级承载力退化系数$ {\lambda _j} $来表示，表达式如下：

(1)$ {\lambda _j} = {{P_j^2} \mathord{\left/ {\vphantom {{P_j^i} {P_j^1}}} \right. } {P_j^1}}. $

式中：$ {\lambda _j} $为第j加载级的承载力退化系数，$ P_j^2 $为第2次加载至第j加载级时的峰值荷载，$ P_j^1 $为第1次加载至第j加载级时的峰值荷载. 承载力退化曲线如图10所示.

轴压比系列试件强度退化曲线如图11（a）所示，在负向加载过程中，三者曲线无显著差别，均保持在0.8以上. 在正向加载中，试件J-B-a25强度退化更为稳定，J-B-a14与J-B-a0曲线在加载后期均有大幅度波动，推测是往复加载过程中核心区混凝土掉落所致.

双向面承板系列试件强度退化系数如图11（b）所示，强度退化系数随位移增大而减小，DR>3.0%，试件J-BB6和J-BB8强度退化系数明显变缓，推测是由于平面内面承板提供了一定的强度并且限制了节点区域混凝土的剥落. 由于在2.0%位移角时，试件J-BB10平行腹板方向面承板焊缝出现撕裂，在后续加载过程中退出工作，使得强度退化明显. 与单向面承板试件J-B-a14相比，双向面承板系列整体退化曲线在其上方，表明双向面承板试件强度退化更加缓慢.

刚度退化是指构件刚度随位移增加而降低的特性. 可由每级加载位移下第1循环的环线刚度K_j相连得到试件的刚度退化曲线，K_j计算式如下：

(2)$ K_j=\frac{\left|+P_j\right|+\left|-P_j\right|}{\left|+u_j\right|+\left|-u_j\right|} . $

式中：|+P_j|、|−P_j|分别为第j级加载位移控制下第1个循环中正、负2个方向的最大荷载，+u_j、−u_j分别为与之相对应的位移. 环线刚度退化曲线如图12所示.

由图12（a）可以得到，试件初始刚度总体上随轴压比增大而增大，其原因是轴压比能够抑制钢梁与混凝土柱之间的间隙产生进而影响到初始刚度. 单向面承板中轴压比为0.14的J-B-a14和轴压比为0.25的J-B-a25无明显差别，主要是由于混凝土浇筑批次的差异，影响到了混凝土强度，对弹性模量也有一定的影响. 试件J-B-a14和J-B-a25的刚度退化曲线无明显差别，刚度均随着加载位移的增大、塑性损伤的累积而减小；试件J-B-a0因未施加轴力，初期刚度小于以上2个试件的，刚度退化较为缓慢. 在DR>4.0%时，节点破坏严重，环线刚度基本一致，均小于2 kN/mm. 由双向面承板系列试件的结果可以看出，面承板的厚度差别对环线刚度影响不大.

本试验中的各个试件之间整体尺寸均相同，故采用累计耗能曲线来直观比较各试件之间的耗能能力差别. 累积耗能E_p曲线通过每一级正向加载第1圈荷载位移曲线下所包围的面积累加得到，如图13所示. 可以看出，在本研究的参数范围内，试件累计耗能随轴压比增大有明显提高. 说明轴压的增大可以通过限制节点核心区裂缝的开展来提高节点的耗能能力.

对于双向面承板试件，因为平面内面承板直接参与受剪，平面内面承板厚度的增加可以小幅度提高节点的耗能能力，本试验中板厚之间差距为2 mm，所以累积耗能增加不大.

以轴压比为0.14的单向面承板试件J-B-a14节点核心区中部内外肢箍筋应变为例，展示应变ε_s历程变化，如图14所示.

由应变位移角曲线可知，当DR<0.5%时，箍筋应变较小，混凝土与箍筋协同变形承担剪力. 当DR=0.5%时，混凝土开裂，出现对角斜裂缝，裂缝处混凝土退出工作，使原本共同承担的应力由箍筋承担，导致箍筋应变急剧增长. 内外箍筋均在DR=1.0%~1.5%的过程中发生屈服，表明节点核心区混凝土沿腹板平面外方向应变分布较均匀，与传统梁贯通式节点的内外单元有明显的差别^[30].

如图15（a）所示为轴压比试件节点中部外箍筋的应变随荷载发展的包络线. 可以看出，3个试件箍筋起始阶段应变均较小可以忽略. 节点开裂后应变上升，J-B-a0试件因轴压为0，开裂较早，在60 kN附近应变开始增加. 在相同荷载条件下，应变大致呈随轴压比上升而减小的趋势，表明轴压比的存在可以延缓混凝土节点的开裂，改善箍筋的应力状态.

如图15（b）所示为双向面承板试件同一位置处的荷载-箍筋应变关系曲线. 可以看出，6、8 、10 mm厚度的3个试件箍筋应变随荷载发展规律较为相似，在DR=1.0%时，对角裂缝发展使得中部外侧箍筋均接近于屈服状态. 与单向面承板试件J-B-a14曲线相比，双向面承板试件的箍筋应变发展缓慢，平面内面承板分担了原本箍筋承担的一部分剪力，减小了相同荷载下箍筋的应变.

如图16所示为轴压比为0.14的单向面承板J-B-a14试件节点核心区外柱端部箍筋的荷载-应变图，箍筋应变在整个加载历程中均小于5×10⁻⁴，说明节点外部箍筋处于弹性阶段，箍筋提供的约束作用较小，可知钢梁翼缘外侧的柱端混凝土受压产生的横向膨胀不大，表明此类新型节点能够有效减小梁端的承压应力，避免或延缓局部承压破坏的发生.

如图17所示，以轴压比为0.14的单向面承板试件J-B-a14为例，给出了节点核心区上方位置柱纵筋测点的荷载-应变曲线. 在理想状态下，柱左侧纵筋应在正向加载时受压，而在负向加载时受拉. 纵筋在开始时刻受到轴压力的作用，有约为3×10⁻⁴的压缩应变，当DR=0.5%时，负向压缩应变增大，纵筋除了受到轴压力作用外，还受到柱端剪力引起的弯矩作用. 当DR=1.0%时，纵筋测点仍处于压缩状态，但是压应变减小，纵筋与混凝土之间的黏结劣化开始出现，至当DR=1.5%时，钢筋测点处在混凝土受压时产生拉应变，节点内部区域黏结应力减小，使得纵筋的拉压应变零点上移进入节点上方柱身内.

为了全面比较柱纵筋的黏结应力随位移角的变化规律，每一级最大位移角所对应的平均黏结应力如图18所示. 平均黏结应力由上下翼缘板外侧的柱纵筋应变片数值差计算得到，具体表达式如下：

(3)$ {\tau _{{\text{avg}}}} = \frac{{{{({\varepsilon _{\text{s}}}}_{{\text{top}}}} - {{{\varepsilon _{\text{s}}}}_{{\text{btm}}}})E_{\mathrm{s}} d}}{{4l}}. $

式中：ε_stop、ε_sbtm分别为节点上方、下方柱纵筋测点的应变，d为纵筋直径，l为两测点之间的距离.

作为评估纵筋所产生的黏结应力大小的参考，带肋钢筋的黏结强度可由fib建议公式^[31]，按照破坏模式计算得到：

(4)$ {\tau _{{\text{spt}}}} = 5.5{\left( {\frac{{{f_{{\text{cm}}}}}}{{25}}} \right)^{0.25}}, $

(5)$ {\tau _{\max }} = 2.5\sqrt {{f_{{\text{cm}}}}}. $

式中：f_cm为圆柱体抗压强度平均值，τ_spt为劈裂破坏的情况下的黏结强度，τ_max为拔出破坏情况下的黏结强度. 上述2种黏结强度可以作为节点黏结应力评价的下限值和上限值.

由图18（a）可以看出，在DR<1.0%时，轴压比试件均呈现出柱纵筋平均黏结应力随位移角增加而上升的情况. 轴压比为0的试件J-B-a0的黏结应力在1.0%位移角达到最大值约为8.0 MPa，而后随着位移角增大，黏结应力很快下降，当DR=4.0%时，黏结应力降为2.1 MPa，约为峰值的26%. 轴压比为0.25的试件J-B-a25，在DR=1.5%前平均黏结应力均处于上升阶段，当位移角到达1.5%时，黏结应力达到峰值为5.0 MPa，此后黏结应力下降，至位移角为5.0%时，黏结应力能保持为峰值的55%. 较0轴压试件，轴压比为0.25的试件在峰值荷载对应的1.5%位移角时，平均黏结应力有明显的下降，表明轴压力的存在会显著降低节点峰值黏结应力. 在轴压比试件组中，轴压比为0与轴压比为0.14的试件的平均黏结应力均超过计算劈裂黏结强而未达到拔出破坏黏结强度. 可以推测黏结滑移行为在这2个试件节点核心区产生，同时也对应了图17，钢筋在DR=1.0%~1.5%阶段产生黏结劣化现象，但不能确定纵筋黏结应力是否达到黏结强度.

双向面承板试件节点柱纵筋平均黏结应力如图18（b）所示. 三者的黏结应力曲线有较为一致的变化趋势，在DR=1.5%~2.0%位移角之间，黏结应力达到峰值，而后由于柱筋应变随荷载减小而减小，黏结应力也随之减小. 3个试件在下降段的黏结应力相差不大. 在本研究参数范围内，双向面承板厚度变化对峰值黏结应力的影响作用不明显. 双向面承板试件组平均黏结应力均在前述的计算黏结强度之间，可以推测黏结劣化行为已在节点核心区发生，钢筋与混凝土之间产生相对滑移，但不能确定纵筋黏结应力是否达到黏结强度.

与单向面承板试件相比，双向面承板试件由于平面内面承板的存在，节点核心区混凝土受到了更强的约束作用，峰值平均黏结应力从7.7 MPa增长到10.4 MPa，提升了34%，与文献[2]所述的节点区良好的约束可以改善柱筋的黏结性能相一致.

平面内面承板是约束节点与直接提供节点核心区抗剪强度的重要构造措施. 如图19所示，给出了切应变γ与荷载的变化曲线，切应变通过布置在面承板中心位置的应变花计算得到.

在屈服前的弹性阶段，3个试件的平面内面承板的切应变与梁端荷载大致呈现出线性关系，表明面承板直接参与到节点核心区的抗剪，3个试件的面承板均在DR=1.0%~1.5%阶段屈服. 在面承板达到屈服应变时，试件荷载也接近极限承载力. 在屈服后，J-BB10由于焊缝撕裂，面承板塑性应变没有继续发展，J-BB6和 J-BB8的面承板进入弹塑性阶段，其滞回环饱满可以起到能量耗散的作用.

（1）为了研究节点核心区的抗震性能，试件节点均发生了设计的节点剪切破坏，滞回曲线大都呈弓型. 柱端混凝土没有出现局部承压破坏，仅有小部分混凝土压碎现象，破坏程度较小，表明全截面隔板式节点能够有效防止柱端脆性承压破坏的发生.

（2）在本研究的研究参数范围内，轴压比的存在能够减小钢梁翼缘（隔板）与混凝土柱之间的间隙，抑制两者之间的相对滑移，同时也能抑制节点核心区裂缝的产生和发展，增加裂缝之间的剪力传递作用，进而有利于提升节点的初期刚度、极限承载力和耗能能力. 但在0~0.25的轴压比下，提升效果随轴压比的增大而减弱.

（3）双向面承板节点构造由于平面内面承板对混凝土的约束作用以及直接参与抗剪过程，较单向面承板节点能够大幅度提升节点的极限承载力和耗能能力. 在双向面承板厚度由6 mm增加至10 mm时，试件峰值承载力和耗能能力的提升幅度相对有限.

（4）节点核心区内的柱纵筋黏结应力受到轴压力和节点约束状态的影响，当轴压比为0~0.25时，提升轴压比会降低节点区的峰值黏结应力. 双向面承板节点构造相比于单向面承板，能够加强对节点的约束作用，提升节点区纵筋与混凝土的峰值黏结应力水平.

（5）RCS节点的抗剪承载力受到多种因素的综合影响，例如混凝土强度、节点配箍率、节点宽高比等. 限于本研究的范围，对于上述因素的影响尚不明晰，有待进一步的研究.