蜂窩組合梁-復(fù)合螺旋箍混凝土柱節(jié)點(diǎn)試驗(yàn)

馬宏偉 林朗 劉和星

(1.華南理工大學(xué) 土木與交通學(xué)院， 廣東 廣州 510640； 2.華南理工大學(xué) 亞熱帶建筑科學(xué)國(guó)家重點(diǎn)實(shí)驗(yàn)室， 廣東 廣州 510640)

蜂窩組合梁-復(fù)合螺旋箍混凝土柱節(jié)點(diǎn)試驗(yàn)

馬宏偉1,2林朗1劉和星1

(1.華南理工大學(xué) 土木與交通學(xué)院， 廣東 廣州 510640； 2.華南理工大學(xué) 亞熱帶建筑科學(xué)國(guó)家重點(diǎn)實(shí)驗(yàn)室， 廣東 廣州 510640)

為推廣組合梁-復(fù)合螺旋箍混凝土柱結(jié)構(gòu)體系，提出了一種梁貫通式的蜂窩組合梁-復(fù)合螺旋箍混凝土柱節(jié)點(diǎn)，節(jié)點(diǎn)核芯區(qū)采用雙U形箍筋貫穿梁腹板，并在梁上下翼緣位置設(shè)置柱短鋼板箍.對(duì)兩個(gè)1/2縮尺的蜂窩組合梁-復(fù)合螺旋箍混凝土柱節(jié)點(diǎn)試件和一個(gè)模擬節(jié)點(diǎn)核芯區(qū)試件進(jìn)行了低周反復(fù)荷載試驗(yàn).試驗(yàn)結(jié)果表明擴(kuò)張比為1.2的試件在非洞口處出現(xiàn)了鋼梁的彎曲破壞，擴(kuò)張比為1.3的試件同時(shí)在洞口和非洞口處同時(shí)出現(xiàn)了鋼梁的彎曲破壞.提出了節(jié)點(diǎn)抗剪承載力計(jì)算公式，節(jié)點(diǎn)試件試驗(yàn)值與計(jì)算值吻合.兩個(gè)節(jié)點(diǎn)試件的荷載位移曲線呈理想的梭形，且延性系數(shù)分別為4.55和4.30，等效粘滯阻尼系數(shù)分別為0.46和0.38，說(shuō)明節(jié)點(diǎn)有良好的抗震性能.

蜂窩組合梁；復(fù)合螺旋箍混凝土柱；梁柱節(jié)點(diǎn)；試驗(yàn)研究；抗剪承載力；抗震性能

組合梁-復(fù)合螺旋箍混凝土(CSHRC)柱框架是新興的結(jié)構(gòu)體系.組合梁在正彎矩作用下具有較高的強(qiáng)度[1].國(guó)外設(shè)計(jì)規(guī)范允許組合梁腹板開(kāi)洞[2]，將鋼梁做成蜂窩梁，利用洞口布置管道，以降低建筑層高，從而降低開(kāi)發(fā)成本.復(fù)合螺旋箍筋提高了混凝土柱的強(qiáng)度與延性[3]，并解決了軸壓比超限或截面過(guò)大的問(wèn)題[4].劉榮[5]對(duì)組合梁-CSHRC柱框架整體受力性能進(jìn)行了研究，發(fā)現(xiàn)此體系有良好的力學(xué)性能.另外，中國(guó)工程建設(shè)協(xié)會(huì)于2013年頒布了《約束混凝土柱組合梁框架結(jié)構(gòu)技術(shù)規(guī)程》[6].

在組合梁與混凝土柱節(jié)點(diǎn)的研究領(lǐng)域，馬宏偉[7]首次提出了兩種柱貫通式組合梁-CSHRC柱節(jié)點(diǎn)，此節(jié)點(diǎn)兩側(cè)的鋼梁與柱通過(guò)端板與四排長(zhǎng)桿螺栓相連，或者通過(guò)水平與X型連接鋼筋相連.同時(shí)，節(jié)點(diǎn)核芯區(qū)剪力由鋼板箍、箍筋、貫穿腹板共同承擔(dān).十字型梁柱節(jié)點(diǎn)試件的擬靜力試驗(yàn)結(jié)果表明此節(jié)點(diǎn)梁端出現(xiàn)了塑性鉸，并有較強(qiáng)的變形能力.張謙等[8]針對(duì)上述連接鋼筋節(jié)點(diǎn)提出了加寬節(jié)點(diǎn)域內(nèi)鋼梁上翼緣寬度，以便與連接鋼筋焊接，同時(shí)針對(duì)邊柱節(jié)點(diǎn)給出了U型連接鋼筋的做法.陸鐵堅(jiān)等[9]研究了端板和三排長(zhǎng)桿螺栓連接的組合梁與混凝土柱節(jié)點(diǎn)的性能，結(jié)果表明增大組合梁配筋率能提高節(jié)點(diǎn)延性和耗能能力.

在鋼梁與混凝土柱節(jié)點(diǎn)的研究領(lǐng)域，李升才等[10]研究了梁貫通型和柱貫通型的蜂窩梁和混凝土柱節(jié)點(diǎn).柱貫通型節(jié)點(diǎn)的鋼梁與柱采用外伸(或平齊)端板和長(zhǎng)桿螺栓相連，試驗(yàn)結(jié)果表明核芯區(qū)的焊接環(huán)式箍筋能有效約束核芯區(qū)混凝土.針對(duì)上述柱貫通型節(jié)點(diǎn)，陳杰[11]研究了螺栓數(shù)量和布置形式對(duì)節(jié)點(diǎn)性能的影響.Gustavo等[12]研究了梁貫通型的鋼梁和混凝土柱節(jié)點(diǎn)，在柱核芯區(qū)內(nèi)鋼梁腹板開(kāi)孔并設(shè)置雙U型箍筋，并在鋼梁上下翼緣位置設(shè)置柱鋼板箍，試驗(yàn)結(jié)果表明此構(gòu)造能提高節(jié)點(diǎn)的抗剪承載力.

目前，蜂窩組合梁-CSHRC柱節(jié)點(diǎn)的研究仍是空白.為了推廣組合梁-CSHRC柱結(jié)構(gòu)體系，文中提出了蜂窩組合梁-CSHRC柱節(jié)點(diǎn)的做法，并對(duì)節(jié)點(diǎn)的力學(xué)性能進(jìn)行研究.

1 試驗(yàn)概況

1.1 試件設(shè)計(jì)原則

對(duì)梁柱節(jié)點(diǎn)試件,需滿足抗震規(guī)范的“強(qiáng)柱弱梁、強(qiáng)節(jié)點(diǎn)弱構(gòu)件”原則，梁端應(yīng)能產(chǎn)生塑性鉸，即保證節(jié)點(diǎn)有較好的延性和耗能性能，同時(shí)具有較高的抗彎承載力.具體設(shè)計(jì)原則為：梁端的抗彎承載力要小于柱端的抗彎承載力，其中梁端的抗彎承載力需考慮負(fù)彎矩區(qū)梁柱相交(非洞口)截面和第1洞口截面位置；為了保證節(jié)點(diǎn)有較好的強(qiáng)度與變形能力，應(yīng)使節(jié)點(diǎn)在梁柱相交(非洞口)截面先發(fā)生破壞或者與第1洞口截面同時(shí)破壞；兩個(gè)截面位置處的承載力均與擴(kuò)張比相關(guān)，擴(kuò)張比越大，截面抗彎承載力提高越大，但當(dāng)擴(kuò)張比較大時(shí)，為了避免塑性鉸先在第1洞口截面處出現(xiàn)，梁柱相交(非洞口)截面和第1洞口截面之間的間距L也應(yīng)越大，因此需要限定擴(kuò)張比的最大值.實(shí)驗(yàn)中擴(kuò)張比暫定取1.3以內(nèi)，此時(shí)的L可控制在1.5倍的鋼梁截面高度以內(nèi).

對(duì)模擬節(jié)點(diǎn)核芯區(qū)試件，需使模擬節(jié)點(diǎn)核芯區(qū)試件發(fā)生剪切破壞，從而得到核芯區(qū)的抗剪承載力.具體設(shè)計(jì)原則如下：模擬節(jié)點(diǎn)核芯區(qū)的主要組成元素與梁柱節(jié)點(diǎn)試件的節(jié)點(diǎn)核芯區(qū)的元素相同，具體由鋼梁、核芯區(qū)混凝土和箍筋組成.

1.2 試件設(shè)計(jì)

試件共3個(gè)，分別為2個(gè)1/2縮尺的十字形節(jié)點(diǎn)試件(LJD01、LJD02)和1個(gè)模擬節(jié)點(diǎn)核芯區(qū)試件(LJDB01).

對(duì)節(jié)點(diǎn)試件，混凝土柱截面為300 mm×300 mm；原鋼梁截面為H200 mm×100 mm×6 mm×8 mm，按擴(kuò)張比K為1.2、1.3分別加工成截面為H240 mm×100 mm×6 mm×8 mm、H260 mm×100 mm×6 mm×8 mm的蜂窩鋼梁.組合梁混凝土板寬為480 mm，板厚為75 mm；鋼梁與混凝土板采用4.6級(jí)Φ16 mm×60 mm栓釘連接件，間距為100 mm.試件主要尺寸及配筋見(jiàn)圖1和表1.核芯區(qū)內(nèi)鋼梁腹板上開(kāi)了8個(gè)Φ16 mm

圖1 節(jié)點(diǎn)試件尺寸(單位:mm)Fig.1 Dimension of connection subassembly(Unit:mm)

試件編號(hào)試件尺寸(梁長(zhǎng)×柱高)/(mm×mm)CSHRC柱組合梁主筋箍筋配筋寬×高/(mm×mm)主筋配筋擴(kuò)張比a/mmH/mmh/mm蜂窩鋼梁截面/mm×mm×mm×mmLJD013200×22004Φ20+8Φ18Φp5@80/50480×3155 141.230031580H240×100×6×8LJD023200×22004Φ20+8Φ18Φp5@80/50480×3355Φ141.3365335120H260×100×6×8LJDB01—12 10Φp5@80——————HN100×50×5×7

1)H表示蜂窩鋼梁高，a表示組合梁第一個(gè)洞口中心到柱表面的距離.

的洞，如圖1的⑤所示，并在洞口兩側(cè)分別插入U(xiǎn)型復(fù)合箍筋形成閉合箍筋環(huán)，如圖1的②所示；在鋼梁上下翼緣分別設(shè)置柱的6 mm厚短鋼板箍，如圖1的⑥所示，鋼梁與混凝土的交接面處焊接4塊6 mm厚面承板，如圖1的⑧所示；在節(jié)點(diǎn)核心區(qū)的鋼梁上下翼緣分別開(kāi)2個(gè)Φ12 mm的透氣孔.

模擬節(jié)點(diǎn)核芯區(qū)試件主要尺寸及配筋見(jiàn)圖2和表1.模擬節(jié)點(diǎn)核芯區(qū)試件的中部薄弱位置為節(jié)點(diǎn)核芯區(qū)， 其截面尺寸為150×150 mm，上下較強(qiáng)部位為試件的支座，如圖2(a)所示.模擬節(jié)點(diǎn)核芯區(qū)的主要組成元素與梁柱節(jié)點(diǎn)試件的節(jié)點(diǎn)核芯區(qū)的元素相同，具體由鋼梁、箍筋、核芯區(qū)混凝土組成.其中鋼梁截面尺寸為HN100×50×5×7，貫穿模擬節(jié)點(diǎn)核芯區(qū)混凝土并在核芯區(qū)表面截?cái)?，如圖2(b)所示.另外，在鋼梁腹板上開(kāi)了4個(gè)16 mm的洞，并在洞口兩側(cè)分別插入U(xiǎn)型復(fù)合箍筋形成閉合箍筋環(huán)，如圖2(c),(d)所示.

圖2 模擬節(jié)點(diǎn)核芯區(qū)試件構(gòu)造(單位:mm)

Fig.2 Configurations of simulating core zone specimen(Unit:mm)

表2 鋼材材料性能Table 2 Material properties of the steel

鋼梁采用Q235鋼.柱和組合梁混凝土為C50和C35，抗壓強(qiáng)度分別為35.5和27.6 MPa.柱箍筋直徑為5 mm，為河南安陽(yáng)龍騰特鋼有限公司生產(chǎn)的抗拉強(qiáng)度f(wàn)py為1 040 MPa的高強(qiáng)箍筋.組合梁負(fù)筋、柱縱筋和箍筋均為HRB400，鋼材及鋼筋力學(xué)性能見(jiàn)表2.

1.3 試驗(yàn)加載裝置

試驗(yàn)采用柱頂加載方式，主要加載設(shè)備有千斤頂、反力框架、梁端鏈桿、作動(dòng)器、傳感器、柱底球鉸、平面滾軸系統(tǒng)等，如圖3所示.鏈桿與柱底采用鉸接支座.柱頂豎向荷載由2 000 kN油壓千斤頂施加.柱頂?shù)乃胶奢d由500 kN電液壓伺服作動(dòng)器施加.

圖3 加載裝置圖Fig.3 Diagram of test setup

1.4 加載制度與測(cè)量?jī)?nèi)容

試驗(yàn)時(shí)，首先在柱頂施加1 130 kN軸力(柱軸壓比為0.3)，然后在柱頂施加水平低周往復(fù)荷載P.試驗(yàn)中彈性階段采用力控制加載，每級(jí)荷載循環(huán)1圈.塑性階段采用位移控制加載.每級(jí)荷載以屈服位移Δy的倍數(shù)為級(jí)數(shù)進(jìn)行加載，循環(huán)3圈.加載制度如圖4所示.當(dāng)柱頂水平荷載下降到峰值的85%時(shí)，停止加載.

圖4 節(jié)點(diǎn)加載制度Fig.4 Test loading law

試驗(yàn)中采用MTS內(nèi)部力傳感器自動(dòng)采集各加載點(diǎn)的荷載；采用位移計(jì)測(cè)量梁柱位移及節(jié)點(diǎn)變形；采用拉伸位移計(jì)測(cè)量核心區(qū)剪切變形.

2 試驗(yàn)現(xiàn)象與破壞形態(tài)

對(duì)于節(jié)點(diǎn)試件LJD01，當(dāng)柱頂水平荷載加載到104 kN時(shí)，承受負(fù)彎矩的組合梁混凝土出現(xiàn)首條與梁軸線垂直的裂縫.當(dāng)柱頂水平荷載達(dá)到124 kN時(shí)，核芯區(qū)腹板及鋼梁上下翼緣基本達(dá)到其屈服應(yīng)變.此時(shí)，柱頂?shù)奈灰?荷載曲線出現(xiàn)明顯的拐點(diǎn)，

故判定節(jié)點(diǎn)的屈服位移Δy為14.98 mm.當(dāng)?shù)?次加載2Δy時(shí)，靠近柱的梁混凝土由于受拉而出現(xiàn)大量裂縫，節(jié)點(diǎn)核芯區(qū)出現(xiàn)兩條平行于對(duì)角線方向的斜裂縫.當(dāng)加載到3Δy時(shí)，柱頂水平荷載達(dá)到極限荷載182 kN(定義為Pu)，承受負(fù)彎矩的組合梁混凝土裂縫變多，另一邊梁混凝土也出現(xiàn)平行于梁軸線的細(xì)微裂縫，此時(shí)，節(jié)點(diǎn)核芯區(qū)裂縫變多，鋼梁腹板也開(kāi)始輕微地鼓曲.當(dāng)柱頂水平荷載加載到4Δy時(shí)，節(jié)點(diǎn)核芯區(qū)出現(xiàn)細(xì)微的次生裂縫，靠近柱的梁混凝土裂縫密集處開(kāi)始起皮掉渣，且鋼梁腹板和下翼緣均出現(xiàn)非常明顯的局部受壓屈曲.在后面的反向加荷時(shí)，下翼緣又被重新拉直，如圖5(c)所示.當(dāng)柱頂水平荷載加載到5Δy時(shí)，承受負(fù)彎矩的鋼梁在靠近柱表面的下翼緣及腹板處出現(xiàn)嚴(yán)重的局部屈曲，如圖5(b)所示，梁上受壓混凝土開(kāi)始脫落.此時(shí)，由于柱頂荷載值已下降至峰值的85%以下，故停止試驗(yàn).這時(shí)節(jié)點(diǎn)試件的組合梁在接近柱表面(非洞口截面處)的翼緣和腹板出現(xiàn)了明顯的局部屈曲變形.

圖5 LJD01節(jié)點(diǎn)的破壞形態(tài)Fig.5 Failure modes of specimen LJD01

對(duì)于節(jié)點(diǎn)試件LJD02，當(dāng)柱頂水平荷載加到120 kN時(shí)，承受負(fù)彎矩的梁端出現(xiàn)首條與梁軸線垂直的裂縫.當(dāng)柱頂水平荷載達(dá)到160 kN時(shí)，柱頂?shù)奈灰坪奢d曲線開(kāi)始出現(xiàn)拐點(diǎn)，此時(shí)節(jié)點(diǎn)屈服位移Δy為15.49 mm.當(dāng)?shù)?次加載2Δy時(shí)，靠近柱的梁混凝土由于受拉而出現(xiàn)若干垂直于梁軸線的裂縫，節(jié)點(diǎn)核芯區(qū)出現(xiàn)沿對(duì)角線方向的斜裂縫.當(dāng)加載至3Δy時(shí)，柱頂水平力達(dá)到最大值227 kN，受壓的組合梁混凝土面上出現(xiàn)了平行于梁軸線的細(xì)微裂縫，另一側(cè)組合梁出現(xiàn)更多垂直于梁軸線的裂縫，鋼梁腹板開(kāi)始輕微地鼓曲.當(dāng)柱頂水平荷載加載到4Δy時(shí)，第1個(gè)洞口處鋼梁下翼緣及靠近柱表面的鋼梁下翼緣同時(shí)出現(xiàn)明顯的局部受壓屈曲.在后面的反向加載時(shí)，下翼緣被重新拉直.當(dāng)柱頂水平荷載加載到5Δy時(shí)，上述鋼梁下翼緣局部受壓屈曲非常嚴(yán)重，如圖6(b)、5(c)所示.當(dāng)柱頂水平荷載加載到6Δy時(shí)，試件整體變形嚴(yán)重，如圖6(a)所示，此時(shí)荷載值已經(jīng)下降至峰值的85%，故停止試驗(yàn).這時(shí)節(jié)點(diǎn)試件在接近柱表面和第1個(gè)洞口截面處的鋼梁翼緣和腹板出現(xiàn)了明顯的不可恢復(fù)的局部屈曲變形.

圖6 LJD02節(jié)點(diǎn)的破壞形態(tài)Fig.6 Failure modes of specimen LJD02

3 試驗(yàn)結(jié)果與分析

3.1 節(jié)點(diǎn)剛度

圖7 蜂窩組合梁混凝土柱節(jié)點(diǎn)的分類曲線圖

Fig.7 Classification of castellated composite beam and RC co-lumn connection

3.2 節(jié)點(diǎn)的滯回特性

2個(gè)節(jié)點(diǎn)試件的柱頂荷載與位移關(guān)系曲線如圖8所示.顯然，滯回曲線的形狀非常飽滿，呈理想的梭形，說(shuō)明節(jié)點(diǎn)具有很好的耗能性能.

圖8 節(jié)點(diǎn)荷載-位移滯回曲線圖Fig.8 Load-drift hysteresis curves of subassemblies

3.3 骨架曲線

LJD01和LJD02的骨架曲線如圖9所示，顯然，兩個(gè)試件的骨架曲線均關(guān)于原點(diǎn)對(duì)稱，且出現(xiàn)了明顯的下降段.另外，擴(kuò)張比較大的節(jié)點(diǎn)試件LJD02的極限承載力高于節(jié)點(diǎn)試件LJD01.

圖9 試驗(yàn)節(jié)點(diǎn)骨架曲線Fig.9 Skeleton curves of subassemblies

3.4 應(yīng)變分析

鋼梁腹板下部應(yīng)變遠(yuǎn)大于上部及中部應(yīng)變.±150 mm為靠近柱表面的節(jié)點(diǎn)兩側(cè)鋼梁腹板下部位置，定義為A點(diǎn).±450 mm和±515 mm分別為兩個(gè)試件在第1個(gè)洞口處的鋼梁腹板下部位置，定義為B和B′點(diǎn).圖10為不同截面處鋼梁腹板下部的水平應(yīng)變.對(duì)于節(jié)點(diǎn)試件LJD01，各循環(huán)荷載作用下鋼梁B點(diǎn)的應(yīng)變比A點(diǎn)的應(yīng)變小，說(shuō)明A點(diǎn)所在截面先發(fā)生彎曲破壞.對(duì)于節(jié)點(diǎn)試件LJD02，各荷載循環(huán)下B′點(diǎn)的應(yīng)變比A點(diǎn)的應(yīng)變大，但最大荷載作用時(shí)A和B′點(diǎn)的應(yīng)變都大于10 000×10-6.這說(shuō)明LJD02破壞時(shí)，B′點(diǎn)所在截面先發(fā)生彎曲破壞，之后A點(diǎn)所在截面發(fā)生了彎曲破壞，且梁端塑性鉸往外移并出現(xiàn)在第1個(gè)蜂窩洞口位置.

圖10 柱表面與洞口處的鋼梁腹板水平應(yīng)變

Fig.10 Comparison of horizontal web strain near column face and opening

3.5 核芯區(qū)抗剪承載力

節(jié)點(diǎn)的抗剪承載力由核芯區(qū)的柱箍筋、混凝土和鋼梁等共同承擔(dān).柱箍筋強(qiáng)度為1 180 MPa，試驗(yàn)數(shù)據(jù)表明節(jié)點(diǎn)破壞時(shí)柱箍筋的應(yīng)變只達(dá)到其屈服應(yīng)變的32%，因此建議節(jié)點(diǎn)域高強(qiáng)箍筋的抗剪承載力采用折減系數(shù)0.32.節(jié)點(diǎn)核芯區(qū)的抗剪承載力如下：

(1)

將試件所施加的節(jié)點(diǎn)核芯區(qū)的剪力和式(1)計(jì)算得到的節(jié)點(diǎn)核芯區(qū)抗剪承載力值列入表3.表3中的試驗(yàn)值為試驗(yàn)所施加的節(jié)點(diǎn)核芯區(qū)的最大剪力，但由于節(jié)點(diǎn)試件在梁端發(fā)生了彎曲破壞，當(dāng)發(fā)生節(jié)點(diǎn)核芯區(qū)的剪切破壞時(shí)，此時(shí)的試驗(yàn)值應(yīng)該更大.假定節(jié)點(diǎn)核芯區(qū)發(fā)生剪切破壞比梁端發(fā)生彎曲破壞的試驗(yàn)值有8%的提高，則此時(shí)公式算得的節(jié)點(diǎn)核芯區(qū)的抗剪承載力等于試驗(yàn)值.由表可知LJD01、LJD02的計(jì)算值與試驗(yàn)值吻合得較好.

表3 節(jié)點(diǎn)抗剪承載力計(jì)算值與試驗(yàn)施加剪力值對(duì)比1)

Table 3 Comparison of calculating and experimental values of shear capacity of core zone

試件名試驗(yàn)值T/kN公式計(jì)算值C/kNT/CLJD01895.7978.60.92LJD02989.11040.80.95LJDB0188.0175.40.50

1)LJDB01試件的最大荷載因作動(dòng)器故障導(dǎo)致試件破壞而無(wú)法記錄；88 kN為加載初期的最大水平荷載值.

3.6 變形能力與延性

延性系數(shù)μ為結(jié)構(gòu)在荷載下降到極限荷載85%時(shí)的變形Δu與初始屈服時(shí)的變形Δy的比值.表4給出了節(jié)點(diǎn)試件的水平荷載值、相應(yīng)的變形及延性系數(shù).兩個(gè)節(jié)點(diǎn)試件的延性系數(shù)都大于4，彈塑性層間位移角也均大于《建筑抗震設(shè)計(jì)規(guī)范》[15]第5.5.5條規(guī)定的1/50.LJD01的延性系數(shù)大于LJD02，說(shuō)明LJD01屈服后塑性變形能力更強(qiáng).

表4 試件各階段荷載及延性系數(shù)Table 4 Loading values and ductility factors in each phase

美國(guó)鋼結(jié)構(gòu)規(guī)范AISC 341-05[16]中對(duì)節(jié)點(diǎn)的非彈性轉(zhuǎn)角θ進(jìn)行了劃分，其標(biāo)準(zhǔn)為：θ≥0.04 rad時(shí)屬于變形能力很好的節(jié)點(diǎn)；0.04 rad>θ>0.02 rad時(shí)屬于變形能力較好的節(jié)點(diǎn)；0.02 rad>θ>0.01 rad時(shí)屬于變形能力一般的節(jié)點(diǎn)；θ≤0.01 rad時(shí)屬于變形能力較差的節(jié)點(diǎn).依此分類標(biāo)準(zhǔn)，LJD01和LJD02的節(jié)點(diǎn)轉(zhuǎn)角都在0.02～0.04 rad之間，都屬于變形能力較好的節(jié)點(diǎn).

3.7 耗能性能

等效粘滯阻尼系數(shù)是耗能能力的評(píng)價(jià)指標(biāo).等效粘滯阻尼系數(shù)越大，滯回曲線越飽滿，耗能能力也越大.鋼筋混凝土梁柱節(jié)點(diǎn)的等效粘滯阻尼系數(shù)約為0.1，純鋼框架節(jié)點(diǎn)約為0.2，型鋼混凝土柱節(jié)點(diǎn)和鋼管混凝土柱節(jié)點(diǎn)約為0.3[17].圖11為節(jié)點(diǎn)的等效粘滯阻尼系數(shù)與柱頂位移圖.最大位移荷載作用時(shí)，兩個(gè)節(jié)點(diǎn)的等效粘滯阻尼系數(shù)分別可達(dá)到0.46和0.38，說(shuō)明兩個(gè)節(jié)點(diǎn)具有很好的耗能性能.

圖11 節(jié)點(diǎn)等效粘滯阻尼系數(shù)曲線Fig.11 Curves of equivalent viscous damping coefficient

4 結(jié)論

文中設(shè)計(jì)了兩個(gè)蜂窩組合梁-CSHRC柱節(jié)點(diǎn)試件和一個(gè)模擬節(jié)點(diǎn)核芯區(qū)試件，在考慮擴(kuò)張比影響下對(duì)節(jié)點(diǎn)試件進(jìn)行了試驗(yàn)研究，并得到以下結(jié)論： 兩個(gè)節(jié)點(diǎn)的破壞形式均為理想的梁端塑性鉸破壞.擴(kuò)張比對(duì)蜂窩組合梁破壞發(fā)生的截面位置有影響，擴(kuò)張比為1.2的試件在非洞口截面處發(fā)生了鋼梁的彎曲破壞，擴(kuò)張比為1.3的試件在靠近柱表面和洞口截面同時(shí)出現(xiàn)了鋼梁的彎曲破壞.節(jié)點(diǎn)試件的滯回曲線形狀非常飽滿，呈理想的梭形，并未發(fā)生捏縮現(xiàn)象.兩個(gè)節(jié)點(diǎn)的等效粘滯阻尼系數(shù)分別為0.46和0.38，說(shuō)明節(jié)點(diǎn)具有很好的耗能性能.

文中還在歐洲規(guī)范3中梁柱節(jié)點(diǎn)分類的基礎(chǔ)上，提出了蜂窩組合梁-混凝土柱節(jié)點(diǎn)的分類標(biāo)準(zhǔn).根據(jù)節(jié)點(diǎn)試件的無(wú)量綱彎矩-轉(zhuǎn)角曲線，判定兩個(gè)節(jié)點(diǎn)均屬于剛性節(jié)點(diǎn).

兩個(gè)節(jié)點(diǎn)的層間位移角均為1/29，均大于規(guī)范限制的1/50，說(shuō)明節(jié)點(diǎn)有較好的變形能力.節(jié)點(diǎn)的位移延性系數(shù)分別為4.55、4.30，轉(zhuǎn)角延性系數(shù)為4.66和4.60，表明兩個(gè)節(jié)點(diǎn)具有較高的延性.

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Experimental Investigation into Castellated Composite Beam-Compound Spiral Hoop Reinforced Concrete Column Connection

MAHong-wei1,2LINLang1LIUHe-xing1

(1.School of Civil Engineering and Transportation, South China University of Technology, Guangzhou 510640,Guangdong, China;2.State Key Laboratory of Subtropical Building Science, South China University of Technology,Guangzhou 510640, Guangdong, China)

In order to popularize the structure form consisting of the compostite beam and the compound spiral hoop-reinforced concrete (CSHRC) column, a beam-through-type connection of the castellated composite beam-CSHRC column is proposed. In the core zone of the connection, the U-shaped stirrups cross the beam web, while the short steel plate hoops of column are set at the beam top and the bottom flanges position. Through the low-cycle reversed loading experiments of two 1/2-scaled castellated composite beam-CSHRC column connection specimens and a simulating core zone specimen, it is found that the local buckling failure of the steel beam occurs near the column face for the specimen with an expansion ratio of 1.2 while near the column face and the web opening for the specimen with an expansion ratio of 1.3. Moreover, a formula of the shear capacity of the connection core zone is put forward, and the calculating values based on the formula accord well with the experimental ones. The two 1/2-scaled connection subassemblies both have an ideal spindle shaped load-drift hysteresis curve, and their ductility factors and equivalent viscous damping coefficients are respectively 4.55, 4.30 and 0.46, 0.38, which means that the proposed connection has a good anti-seismic behavior.

castellated composite beam; compound spiral hoop-reinforced concrete column; beam-column connection; experimental investigation; shear capacity; seismic behavior

2016- 03- 18

國(guó)家自然科學(xué)基金青年科學(xué)基金資助項(xiàng)目(50808084)；亞熱帶建筑科學(xué)國(guó)家重點(diǎn)實(shí)驗(yàn)室開(kāi)放課題(2015ZB29) Foundation item: Supported by the National Natural Science Foundation of China for Young Scientists(50808084)

馬宏偉(1973-)，男，博士，副教授，主要從事鋼結(jié)構(gòu)和組合結(jié)構(gòu)研究.E-mail:hwma@scut.edu.cn

1000- 565X(2016)12- 0120- 08

TU 398.9

10.3969/j.issn.1000-565X.2016.12.017