往復水平荷載下不同梁截面RCS空間組合件變形性能分析

史亞娟, 李升才

(華僑大學 土木工程學院， 福建 廈門 361021)

近年來，由于土建行業(yè)的發(fā)展,鋼-混組合結構受到廣泛關注[1-2].與現(xiàn)澆混凝土相比，砼柱-鋼梁組合框架結構質量輕、承載力高、變形能力優(yōu)良、造價低、施工進度快,能充分利用鋼材和砼兩種材料的優(yōu)勢.目前，該組合結構已應用于中高層建筑，學者對鋼-混組合結構性能的研究已有很多，但還缺乏對其變形性能的整體分析.

在國外，Park等[3]通過砼填充U型鋼梁以提高其抗彎承載力和抗變形能力，對兩個足尺試件進行水平循環(huán)荷載加載，試驗變化參數(shù)為U型鋼梁截面尺寸，結果表明組合試件具有良好的承載力和抗變形能力.Alizadeh等[4]對兩個試件進行擬靜力試驗和有限元模擬的分析，結果表明試件的力學及變形性能取決于連接構造、模型網(wǎng)格劃分處理、抗剪鍵個數(shù)及其有效性.在國內，王靜峰等[5-6]通過單邊高強螺栓連接的鋼管混凝土柱-鋼梁組合框架結構進行低周往復加載，結果表明此連接方式性能可靠，具有半剛性特征，耗能能力和延性均良好.李賢等[7]采用端板螺栓連接的狗骨式鋼筋混凝土柱鋼梁(RCS)組合件進行水平循環(huán)荷載加載，結果表明端板與鋼梁的焊接質量嚴重影響組合件的整體承載力和抗變形能力，但利于形成梁鉸破壞機制.余瓊等[8]基于剪切機理，考慮螺栓預緊力對RCS組合件連接區(qū)承載力公式的影響，進行不同參數(shù)下多組有限元模擬，得出合理的抗剪公式.

對于RCS組合結構的研究，美國和日本已比較成熟，且制定了相關的RCS建筑抗震設計指南，然而，國內還需要進一步研究以完成相關規(guī)范，進而對實際工程進行指導.因此，本文研究不同鋼梁截面尺寸[9]對組合件(帶樓板的為空間結構，不帶樓板的為平面結構)變形性能的影響程度,得出不同破壞形態(tài)下的變形容許值,分析各種變形對層間總位移的貢獻.

1 試驗方案

1.1 試件設計

依據(jù)JGJ/T 101-2015《建筑抗震試驗規(guī)程》[10]的相關規(guī)定和已有的加載裝置,選取中間層中節(jié)點的梁柱組合件為研究對象,鋼梁反彎點間長度為2 500 mm,砼柱反彎點間長度為1 800 mm,兩側鋼梁遠離鋼板箍的一端預留徑長為50 mm的小洞,柱頂端提前設置4個相同的徑長為30 mm的小洞，且洞內放置PVC管后再澆筑,便于作為試驗加載點.蜂窩鋼梁、梁端板、核心區(qū)域鋼板箍、樓板所用鋼板等用鋼構件均采用Q345級鋼,焊接所用的焊條為E50型,柱鋼板箍厚度為8 mm且與柱外邊緣齊平,組合件連接用10.9級M22型高強螺栓,樓板的壓型鋼板采用YXB65-185-555型鍍1 mm鋅的板材,沿柱截面長邊方向端板1厚度為35 mm,沿柱截面短邊方向端板2厚度為20 mm，將壓型鋼板通過抗剪栓釘焊在鋼梁上，并將鋼梁焊于梁端板.

砼柱鋼筋(包括縱筋和箍筋)皆為HRB400級熱軋鋼筋,澆筑C60柱和C30板為直接購買的商品砼.試件的主要設計參數(shù)，如表1所示.表1中：試件RCS1～RCS6為梁柱空間組合試件；試件RCS7～RCS9為梁柱平面組合試件;試件RCS6所用鋼梁為實腹式,其余試件所用鋼梁均為蜂窩式,蜂窩孔為正六邊形；ρv為體積配箍率，%;be×he表示外包尺寸,mm×mm；H,ts分別為鋼板的高度、厚度，mm;hb×bs×tw×tb為鋼梁截面尺寸，mm×mm×mm×mm.

表1 試件的主要設計參數(shù)Tab.1 Main design parameters of specimens

砼柱配筋、組合件尺寸,如圖1所示.端板高強螺栓布置,如圖2所示.試件制作時進行混凝土標準試塊(150 mm×150 mm×150 mm)抗壓強度試驗，其實測值和平均值，如表2所示.表2中：fcu,ki為試件混凝土立方體抗壓強度的實測值.所用鋼材選取3個試樣進行材性試驗，其材料性能，如表3所示.表3中：d為鋼筋的直徑；ts為鋼板的厚度；fy為屈服強度；fu為極限強度；Es為彈性模量；δ為伸長率.

圖1 砼柱配筋、組合件尺寸(單位:mm)Fig.1 Concrete column reinforcement， subassemblage size (unit: mm)

圖2 端板高強螺栓布置(單位：mm)Fig.2 End-plate high strength bolt arrangement (unit: mm)

表2 試件的混凝土立方體抗壓強度Tab.2 Cube compressive strength of concrete specimens (MPa)

表3 鋼材的材料性能Tab.3 Material properties of steel

1.2 加載裝置

依據(jù)JGJ/T 101-2015《建筑抗震試驗規(guī)程》[10]的有關規(guī)定,為反映RCS組合框架結構梁柱組合件在水平地震作用下變形性能的真實情況,并考慮砼柱軸向力-位移二階效應的影響,擬靜力試驗選用的豎向及水平加載設備，如圖3所示.

利用電動液壓千斤頂向組合試件施加豎向作用力,為了使組合試件所受的軸向壓力在加載時保持方向和大小均不改變,需讓水平加載時千斤頂頂部與反力架間摩阻力最小.因此，應用低摩阻滑板的設計裝置[11].柱頂端加載點處(沿柱截面短邊方向)施加水平循環(huán)荷載，電動液壓千斤頂處球鉸和柱腳固定球鉸可使柱兩端自由轉動,以模擬柱反彎點處邊界條件;鋼梁兩端采用軸承和拉桿與固定壓梁相連,以模擬蜂窩鋼梁兩端鏈桿支承邊界條件.

圖3 試驗選用的豎向及水平加載設備Fig.3 Vertical and horizontal loading equipment in test

1.3 加載制度

考慮試驗需要和試驗室設備條件,選擇低周往復水平加載,并采用位移控制.為更好地研究梁柱組合件的變形性能,確定其破壞形態(tài),采用先變幅、后等幅相結合的加載制度.即開始加載時,每級位移幅值加載1次(變幅加載),持續(xù)至蜂窩鋼梁屈服并開始產(chǎn)生彈塑性變形,而后每級位移幅值加載3次(等幅加載);當荷載減小為最大荷載的85%時,停止加載,試件視為破壞.加載制度,如表4所示.表4中：θ為位移角；Δe為位移幅值；n為加載次數(shù).位移角是相對試件柱高度而定的，位移幅值是上柱和下柱反彎點之間的水平距離.

表4 加載制度Tab.4 Loading system

1.4 位移及應變測量

在整個試驗加載過程中，利用MTS-GT和IMP裝置對各測點的應變片、應變花、導桿式引伸儀及位移計示數(shù)等試驗數(shù)據(jù)進行收集記錄，且全部試驗數(shù)據(jù)都是同步收錄的,主要量測內容如下.

1) 在柱頂端加載合力點處安裝MTS型位移計以準確測量其側向位移;同時，在柱底球鉸處安裝YHD-50型電子位移計以準確測量柱底發(fā)生的的整體滑移.

2) 在鋼梁靠近鋼板箍的一端、樓板上方柱端及組合試件梁柱連接區(qū)域對應測點布置引伸儀，用來準確測量相應位置的彎曲及剪切變形.引伸儀安裝位置,如圖4所示.圖4中：1～4號測量鋼梁端部的彎曲變形;5～6號測量柱端的彎曲變形;7～8號測量連接件之間的相對變形;9～10號在鋼梁端部交叉布置，用來測量剪切變形;11～12號在梁柱連接區(qū)交叉布置，用來測量剪切變形.

圖4 引伸儀安裝位置(單位：mm)Fig.4 Location of extensometer (unit： mm)

(a) 柱筋應變片位置 (b) 核心區(qū)應變花位置

(c) 翼緣應變片位置 (d) 腹板應變花位置圖5 各應變測點的布置(單位：mm)Fig.5 Arrangement of strain measuring points (unit： mm)

3) 選用BX120-5AA型電阻應變片測量應變變化情況;選用BX120-5CA型三向電阻應變花測量主應力、主應變大小及其方向.各應變測點的布置，如圖5所示.其中，應變片Z1～Z12(規(guī)格為3 mm×5 mm)布置在打磨光滑的柱縱向鋼筋上，以測量塑性鉸范圍內的應變情況(圖5(a));應變片G1～G8(規(guī)格為2 mm×3 mm)布置在打磨光滑的柱箍筋上，以測量塑性鉸范圍內的向外擴張變形及剪切變形情況(圖5(a));應變花YB1～YB5(規(guī)格為3 mm×5 mm)布置在沿對角線方向的鋼板箍內側，以測量其橫向應變情況(圖5(b));應變片L1～L6(規(guī)格為3 mm×5 mm)用于測量塑性鉸范圍內翼緣的應變情況(圖5(c));應變花LY1～LY6(規(guī)格為3 mm×5 mm)布置在蜂窩鋼梁靠近鋼板箍一側的腹板上,以測量塑性鉸范圍內的主應力、主應變及其方向的變化情況(圖5(d)).應變花(規(guī)格為3 mm×5 mm)測量0°，45°，90°方向的應變量ε0，ε45，ε90,其測點的主應變和方向表達式[12]為

(1)

2 變形性能分析

2.1 試驗現(xiàn)象及結果

試件的最終破壞狀態(tài),如圖6所示.

(a) 混凝土板主裂縫 (b) 板上柱裂縫 (c) 板下柱裂縫 (d) 鋼梁六邊形孔撕裂 圖6 試件的最終破壞狀態(tài)Fig.6 Ultimate failure state of specimens

當加載位移角為1/250 rad時，試件RCS1～RCS7混凝土樓面板首先出現(xiàn)裂縫，開裂荷載分別為60.49，60.20，61.22，55.94，50.43，51.99，36.93 kN；當位移角為1/75～1/60 rad時，樓面板砼裂縫條數(shù)不再增加，鋼梁翼緣應變(ε)均達到2.0×103以上，翼緣開始屈服，屈服荷載分別為152.22,151.73,149.57,141.98,132.63,130.34,105.90 kN；當加載位移角為1/50～1/40 rad時，混凝土柱僅出現(xiàn)少量裂縫，試件RCS1～RCS4,RCS6,RCS8,RCS9達到其承載力的最大值，對應的峰值荷載分別為180.58,189.76,169.60,153.74,155.51,135.12,117.32 kN.位移角增大至1/20 rad時，所有試件節(jié)點附近塑性鉸基本形成，鋼梁嚴重彎曲變形，有的試件甚至出現(xiàn)六邊形孔撕裂，荷載下降至最大荷載的85%，停止加載.

圖7 試件受力計算簡圖Fig.7 Schematic diagram of force calculation of specimen

2.2 梁端彎矩-梁端彎曲曲率關系

因為組合試件蜂窩鋼梁梁端和柱腳分別采用鏈桿鉸支座及球鉸支座連接，所以，它們的彎矩皆為零，在柱頂作用豎向軸力Nc及加載點作用反復水平力Vc，組合試件受力及變形示意圖,如圖7所示.

梁端剪力Vb和彎矩Mb的表達式為

(2)

(3)

式(2)，(3)中：Vc為MTS作動器作用在砼柱頂端的水平向荷載(層間剪力)；Hc為砼柱的反彎點間距，Hc=1 800 mm；Nc為柱頂端作用的軸向力，Nc=541 kN；Δ為砼柱頂端側移(層間水平位移)；Lb為鋼梁的反彎點間距，Lb=2 500 mm；hc為柱截面沿加載方向的高度，hc=250 mm；t為端板沿加載方向的厚度，t=35 mm.

布置1～4號引伸儀用以測量翼緣的相對伸縮量，可深入研究梁端塑性鉸區(qū)彎曲變形的情況，一般用截面平均彎曲曲率ψ1表示.截面平均彎曲曲率指在單位長度范圍內兩個截面的相對平均轉角，即

(4)

式(4)中：ΔS1，ΔS2為同一測量區(qū)段內兩個導桿式引伸儀的改變量；h為同一測量區(qū)段內兩個導桿式引伸儀的間距；a為導桿式引伸儀的安裝長度,a=150 mm.

圖8 組合件的梁端彎矩-梁端平均 彎曲曲率關系曲線Fig.8 Curve of composite beam end bending moment-mean bending curvature

將相關測量結果代入式(3),(4)，可得出梁端彎矩和平均彎曲曲率，繪制組合件RCS1～RCS9的梁端彎矩(Mb)-梁端平均彎曲曲率(ψ1)關系曲線，如圖8所示.

由圖8可知：在蜂窩鋼梁上、下翼緣應變到達屈服之前，其變形以線彈性彎曲變形為主，各組合試件的Mb-ψ1關系曲線高度重合且皆呈線性上升，彎曲平均曲率非常??；在組合件進入彈塑性彎曲變形狀態(tài)之后，蜂窩鋼梁的線性彎曲剛度逐漸退化，隨著位移加載的進行，梁端塑性鉸開始形成，彈性彎曲變形減弱，塑性彎曲變形增強，其彎曲平均曲率快速增大.其中，試件RCS9最先進入塑性變形階段，試件RCS1承載力最高;最后進入塑性變形階段，此現(xiàn)象是由于試件RCS1為空間組合件，樓板能夠約束鋼梁的變形，在一定程度上抑制塑性鉸的形成，且鋼梁的高度和翼緣厚度均大于試件RCS9.即試件RCS1剛度較大，抗變形能力強，各試件梁端最大平均曲率大約為0.100 8 rad·m-1.

圖9 組合件的剪切變形示意圖Fig.9 Schematic diagram of shear deformation of subassemblage

2.3 梁端剪力-梁端剪切變形關系

組合件的剪切變形示意圖,如圖9所示.圖9中：δ1+δ3,δ2+δ4為兩個導桿式引伸儀對角線上的伸縮量；γ1，γ2為剪切變形角；hj，bj為兩個交叉布置的導桿式引伸儀形成的矩形變形區(qū)的高度及寬度.

在一側鋼梁連接鋼板箍的一端交叉布置9，10號引伸儀,用以測量塑性鉸區(qū)對角方向的相對伸縮量.假定矩形變形區(qū)發(fā)生剪切變形后為平行四邊形，且4個角點沿矩形原對角線伸長或縮短，對角線不轉動[13].由幾何關系可求得相應的剪切角[14]為

(5)

圖10 組合件的梁端剪力-剪切角關系曲線Fig.10 Curve of subassemblage beam end shear foece-shear angle

(6)

總剪切變形角γ為

(7)

組合件RCS1～RCS9的梁端剪力-剪切角關系曲線，如圖10所示.由圖10可知：在開始加載時，由于試件滿足“強剪弱彎”的設計原則，鋼梁的抗剪承載力遠超過其抗彎承載力.此時，其主要變形為蜂窩鋼梁上、下翼緣的線彈性彎曲變形，鋼梁端部剪力與剪切變形的關系大致呈線性，且變形非常小.隨著位移幅值的增大，鋼梁端部剪切角有所增大，當組合試件的水平荷載達到最大值時，梁端塑性鉸已經(jīng)形成，嚴重削弱了梁截面抗變形能力，彈性彎曲變形減弱，梁端剪切變形劇增.試件RCS6剪切變形線性發(fā)展最充分，這是由于試件RCS6鋼梁為實腹式，而其他試件的蜂窩鋼梁腹板六邊形孔角處發(fā)生撕裂所致[15];而在Vb-γ關系曲線圖中則表現(xiàn)為斜率突然減小，甚至為負值，各試件最大剪切變形角不大于0.008 0 rad，對層間總位移有一定程度的影響.

圖11 組合件的層間剪力-柱端 平均彎曲曲率關系曲線Fig.11 Curve of interlayer shear force of subassembly-average bending curvature of column end

2.4 層間剪力-柱端平均彎曲曲率關系

5，6號引伸儀布置在距樓板20 mm左右的柱端以測量砼柱的伸縮量，可深入探討柱端彎曲變形的發(fā)展進度.繪制組合件RCS1～RCS9的層間剪力(Vc)-柱端平均彎曲曲率(ψ2)關系曲線，如圖11所示.

由圖11可知：在開始加載時，砼柱屬于線彈性階段，Vc-ψ2的關系曲線大致呈線性，曲線的斜率較大，其平均曲率非常??；隨著試驗位移幅值的逐漸增加，水平剪力亦增大，使蜂窩鋼梁屈服之后，樓板縫隙寬度發(fā)展加快，削減了砼樓板對蜂窩鋼梁的變形約束作用.又因為蜂窩鋼梁端部塑性鉸大致形成，進而對砼柱彎曲變形的約束作用亦降低，組合件的抗變形能力減弱，柱端彎曲變形的發(fā)展加快，其彎曲曲率相對快速地增長.但柱身直至組合試件破壞都基本完好，一直屬于線彈性變形狀態(tài)，柱表面僅存在幾條輕微裂縫，仍可繼續(xù)正常使用，組合試件最終以鋼梁破壞為標志.其中，試件RCS1柱端彎曲變形發(fā)展最不充分，試件RCS7柱端彎曲變形發(fā)展最充分，各試件的柱端平均彎曲曲率整體不大，最大僅為0.029 0 rad·m-1，但對層間總位移仍有一定程度的影響.

圖12 組合件的層間剪力-連接區(qū) 剪切角關系曲線Fig.12 Curve of interlayer shear force-shear angle of connection zone of subassembly

2.5 層間剪力-連接區(qū)剪切角關系

11，12號引伸儀交叉安裝在鋼板箍內側以測量梁柱連接區(qū)域對角方向的相對伸縮量，剪切變形假定同節(jié)2.3,可深入研究其剪切變形的發(fā)展情況.繪制組合件RCS1～RCS9的層間剪力-連接區(qū)剪切角(γ′)關系曲線，如圖12所示.

由圖12可知：各組合件的最終破壞皆屬于梁鉸破壞類型，鋼板箍剪切變形不顯著.在開始加載時，位移幅值下的剪力較小，對應的鋼板箍剪切變形亦非常小，這是因為樓板和蜂窩鋼梁在很大程度上能夠約束連接區(qū)的變形.隨后，試驗位移幅值增加，蜂窩鋼梁應變慢慢達到屈服應變，塑性鉸逐漸形成，連接區(qū)剪切變形開始相對顯著增長，但各試件連接區(qū)剪切角最大值仍小于0.002 5 rad，所占層間總位移角的比例非常小.這是由于節(jié)點區(qū)域設置的鋼板箍使砼三向受壓[16]且阻礙其剪切變形的發(fā)展.因此，此類RCS組合試件的連接方式表現(xiàn)出可靠的連接區(qū)抗剪切變形能力，符合“強節(jié)點弱構件”的設計原則.

2.6 梁端彎矩-連接變形關系

7，8號導桿式引伸儀布置在鋼梁靠近鋼板箍的一端,用來測量鋼梁與砼柱之間的相對變形值，可深入研究鋼梁與砼柱間采用端板及高強螺桿連接形式的連接性能.繪制組合件RCS7～RCS9的鋼梁端部彎矩-連接變形轉角(θr)關系曲線,如圖13所示.由于砼樓板約束梁柱連接構件的變形，試件RCS1～RCS6梁柱間的連接具有更高的可靠性，故探討平面組合試件RCS7～RCS9的連接性能有很強的代表性.連接變形轉角表達式為

(8)

式(8)中：hb為鋼梁截面高度；tb為鋼梁翼緣厚度；δr為鋼梁與鋼板箍接觸面中心線處的相對線位移.

圖13 鋼梁端部彎矩-連接變形角關系曲線Fig.13 Curve of steel beam end bending moment-connection deformation angle

組合試件采用高強螺栓及端板相連，連接構件的變形主要是鋼梁端部的彎矩產(chǎn)生.由圖13可知：開始加載時，連接構件具有較強的抗變形能力，由于預先對螺栓施加預緊力，端板與鋼板箍外表面存在相互的擠壓力，又因為蜂窩鋼梁翼緣傳遞而來的拉力較小，連接構件可有效地傳遞梁端彎矩，故其變形非常??；隨著試驗位移幅值增加，鋼梁端部的彎矩顯著增大，端板與鋼板箍外表面間的預緊力開始小于翼緣傳遞而來的拉力，螺桿與鋼板箍內砼存在相對滑移位移，導致螺帽有一定程度的松動;而后連接構件變形角持續(xù)發(fā)展，當鋼梁端部彎矩增大到抗彎極限承載力時，連接變形角大約為0.004 0 rad；隨著位移幅值進一步加大，螺帽松動現(xiàn)象越顯著，連接件預緊力的作用被削弱，連接變形角存在塑性變形，不能隨鋼梁端部彎矩的減小而恢復原狀.在循環(huán)水平力作用下，受拉翼緣傳遞而來的拉力又使鋼梁端板與鋼板箍外表面分離更加嚴重，鋼梁進一步破壞.整體分析可知，此類RCS組合試件連接構造形式的連接性能良好，在試件破壞前能夠可靠地傳遞鋼梁彎矩.

2.7 各種變形成份所占比例

RCS組合件在水平地震持續(xù)作用下的層間水平位移[17]主要由鋼梁彎曲變形、砼柱彎曲變形、梁柱連接區(qū)剪切變形及梁柱間連接變形導致.4種變形導致的層間水平位移簡圖，如圖14所示.

(a) 層間水平位移Δb (b) 層間水平位移Δc (c) 層間水平位移Δj (d) 層間水平位移Δr圖14 4種變形導致的層間水平位移簡圖Fig.14 Diagram of interlayer horizontal displacement in 4 types of deformation

1) 鋼梁變形導致的層間水平位移Δb.層間水平位移Δb由線彈性狀態(tài)和塑性狀態(tài)的鋼梁彎曲變形共同導致,其彈性變形角θbe可直接由材料力學公式求得,而塑性變形角θbp需參照引伸儀測量結果,由圖14(a)的幾何關系可得Δb的計算公式為

Δb=(θbe+θbp)Hc.

(9)

2) 鋼筋砼柱變形導致的層間水平位移Δc.由于組合件滿足“強柱弱梁”的設計要求,且試驗現(xiàn)象均為梁端塑性鉸破壞，而此時砼柱身整體仍無屈服,可見鋼筋砼柱在整個加載過程皆處于線彈性變形狀態(tài),又砼柱中箍筋變形一直到組合試件破壞均增加不顯著，故可不計砼柱剪切變形對層間水平位移的貢獻.則Δc僅由砼柱彎曲變形下的彈性角θce導致,由圖14(b)的幾何關系可得Δc的計算公式為

Δc=θceHc.

(10)

3) 梁柱連接區(qū)剪切變形導致的層間水平位移Δj.由圖14(c)的幾何關系可得Δj的計算公式為

Δj=γ1(Hc-hj) +γ2Hc(Lb-bj)/Lb.

(11)

4) 梁柱連接變形導致的層間水平位移Δr.由圖14(d)的幾何關系可得Δr的計算公式為

Δr=θrHc.

(12)

將以上4個公式代入相應的測量數(shù)據(jù),可得試件各類變形導致的層間水平位移,進而得到不同加載幅值下各種層間水平位移占層間總水平位移的比例及其改變情況.由于各試件均屬于梁端塑性鉸破壞類型,其各類變形導致的層間水平位移占層間總水平位移的比例和改變情況大致相同,可不計每種變形導致層間水平位移的差異.因此，對各組合件的各類變形參與層間總水平位移的比例可取均值.不同位移幅值下,各類變形占層間總水平位移的比例變化柱狀圖,如圖15所示.圖15中：E為各種變形成分所占比例；θ為層間位移角.

圖15 各類變形對層間總水平位移的比例變化柱狀圖Fig.15 Histogram of proportional changes of various types of deformation to total interlayer horizontal displacement

由圖15可知:開始加載時,鋼梁翼緣線彈性變形導致的層間水平位移占層間總水平位移的百分比最高；隨著加載的進行,梁端塑性鉸逐步形成,非線性變形導致的層間水平位移百分比逐漸上升,且隨著鋼梁翼緣逐漸屈服，此占比增長越來越快;在砼開裂前后,其層間總水平位移主要由鋼梁和柱身的彈性變形所致.隨著加載位移幅值的增大,砼柱線性變形導致的層間水平位移占比有所降低,連接區(qū)剪切變形導致的層間水平位移占比一直很小但也有所升高，連接件間變形導致的層間水平位移占比略增加,但后兩項變形對層間總位移的形成不起主導作用;其他變形及偏差主要屬于鋼梁剪切變形,其占比隨著加載位移幅值的增大而提高.

2.8 試件破壞的評價指標

根據(jù)GB 50011-2010《建筑抗震設計規(guī)范》[18]，結合組合件的混凝土裂縫、柱筋應力、鋼梁變形、殘余變形等試驗現(xiàn)象，對試驗數(shù)據(jù)進行統(tǒng)計分析.對應試件破壞類型的評價指標如下:

1) 試件整體完好狀態(tài)取加載位移角為1/250 rad狀態(tài)，僅樓面板混凝土開始出現(xiàn)裂縫，梁和柱的應變很小，荷載值為最大荷載的28.4%～48.6%,不需要修理仍可繼續(xù)使用;

2) 試件輕度破壞狀態(tài)取加載位移角為1/65 rad狀態(tài)，鋼梁翼緣應變顯著增加而開始屈服，陸續(xù)有新的測點應變達到屈服，應變?yōu)樽畲髴兊?1.8%，不修理或稍加修理仍可繼續(xù)使用;

3) 試件中度破壞狀態(tài)取加載位移角為1/45 rad狀態(tài)，梁端板和鋼板箍嚴重分離，荷載值到達最大荷載值附近，殘余位移達16～28 mm,需采取一定的安全措施可適當使用;

4) 試件重度破壞狀態(tài)取加載位移角為1/20 rad狀態(tài)，梁端塑性鉸基本形成，腹板與端板之間的焊縫開裂，鋼梁彎曲，六邊形孔撕裂，殘余位移達70～81 mm,無法修復，需局部拆除.

3 結論

1) 以組合試件的開裂點、屈服點、最大加載點及極限位移角點為判斷依據(jù),加載位移角為1/250,1/65,1/45,1/20 rad分別與組合結構的整體完好、輕度破壞、中度破壞、重度破壞4種類型相對應，其值可作為不同性能要求的建議變形容許值,為相關土建工程的設計提供理論參考.

2) 梁柱組合件連接處采用鋼板箍,且高強螺桿貫穿連接區(qū)亦能提高組合件的抗剪能力,核芯區(qū)剪切變形始終屬于較低水平狀態(tài),鋼梁變形則異常顯著,六邊形孔梁端出現(xiàn)塑性鉸，最后發(fā)生彎曲破壞,組合件滿足了“強柱弱梁”的設計原則.

3) 梁柱空間組合試件的承載力明顯高于平面組合試件,樓板對鋼梁的變形也有很好的約束作用,樓板可提高試件的整體變形性能;同為六邊形孔鋼梁不同截面的組合件,鋼梁截面剛度越大,承載力越大,但變形能力較差;不同類型相同鋼梁截面相比,蜂窩式比實腹式組合件位移變形性能更好.

4) 梁端塑性鉸破壞類型的RCS組合件,鋼梁線性及非線性變形導致的層間水平位移對層間總水平位移的影響起主導作用,砼柱彎曲變形、連接區(qū)剪切變形、連接件間相對變形及其他變形對層間總水平位移的貢獻較小.