無邊緣構(gòu)件鋼管束剪力墻的墻梁節(jié)點抗震性能試驗研究

李 杰, 陳志華, 張曉萌, 楊強(qiáng)躍, 李文斌, 胡立黎

(1.天津大學(xué) 建筑工程學(xué)院， 天津 300072； 2.浙江杭蕭鋼構(gòu)股份有限公司，杭州 310003)

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無邊緣構(gòu)件鋼管束剪力墻的墻梁節(jié)點抗震性能試驗研究

李 杰1, 陳志華1, 張曉萌1, 楊強(qiáng)躍2, 李文斌2, 胡立黎2

(1.天津大學(xué) 建筑工程學(xué)院， 天津 300072； 2.浙江杭蕭鋼構(gòu)股份有限公司，杭州 310003)

基于鋼管束組合結(jié)構(gòu)剪力墻無邊緣構(gòu)件的構(gòu)造特點，提出了兩種墻梁節(jié)點構(gòu)造形式，并進(jìn)行了四組足尺模型滯回試驗，其中一組為肋板型墻梁剛接節(jié)點，三組為端板型墻梁剛接節(jié)點。研究節(jié)點類型、端板厚度等對節(jié)點破壞形態(tài)和抗震性能的影響。分析研究了節(jié)點的破壞特征、滯回曲線、骨架曲線、剛度退化、延性以及耗能能力等抗震性能指標(biāo)。研究結(jié)果表明：兩種類型的節(jié)點具有良好的承載能力和延性，其中延性系數(shù)μ≈1.29～3.39，滯回曲線呈現(xiàn)飽滿穩(wěn)定的梭型，剛度退化緩慢，耗能能力良好，能量耗散系數(shù)E≈1.673 5～2.597 2。節(jié)點可以滿足美國規(guī)范AISC341-10 和中國規(guī)范GB 50011 抗震設(shè)計要求，可以在鋼管束組合結(jié)構(gòu)剪力墻的實際工程中應(yīng)用和推廣。

鋼管束組合結(jié)構(gòu)剪力墻； 墻梁節(jié)點； 試驗研究； 滯回性能

相較于傳統(tǒng)鋼板剪力墻，鋼管束組合結(jié)構(gòu)剪力墻不但可作為抗側(cè)力構(gòu)件同時還可承擔(dān)豎向荷載，另一方面構(gòu)造簡單可以滿足裝配化的需求。通過理論研究以及抗震試驗得到結(jié)論可以應(yīng)用于工程。

本課題所研究的新型鋼管束組合結(jié)構(gòu)剪力墻不再設(shè)置邊緣構(gòu)件，且墻體使用鋼板為四毫米，國內(nèi)外對墻梁節(jié)點的研究成果比較少，可查閱到有少數(shù)相似研究是學(xué)者在薄壁鋼管混凝土框架柱節(jié)點的靜力試驗、抗震性能方面的研究[1-2]，組合結(jié)構(gòu)體系中墻梁節(jié)點的研究相對較少，而且多集中在鋼筋混凝土剪力墻與連梁節(jié)點的抗震性能研究[3-6]。對鋼板剪力墻在墻梁節(jié)點方面缺少相關(guān)靜力、抗震試驗研究數(shù)據(jù)。因此需要針對鋼管束組合結(jié)構(gòu)剪力墻體系下的墻梁節(jié)點進(jìn)行節(jié)點設(shè)計和抗震性能的全面研究。

本文提出墻梁節(jié)點的兩種節(jié)點形式，通過四個足尺試驗，對墻體施加軸向荷載，梁端施加豎向滯回荷載試驗，詳細(xì)研究兩種類型的墻梁節(jié)點破壞特征以及抗震性能。研究成果將會為鋼管束組合結(jié)構(gòu)剪力墻中的墻梁節(jié)點在工程應(yīng)用提供參考依據(jù)。

1 試驗概況

1.1 試件設(shè)計

本次試驗設(shè)計為四個足尺模型，其中鋼梁均為焊接H-380×130×6×14，墻體為4 mm厚冷彎C型鋼焊接形成的鋼管束，墻端部鋼管束尺寸為長160 mm寬130 mm，墻體中間鋼管束尺寸為長200 mm，寬130 mm。內(nèi)填充C40混凝土組成鋼管束組合結(jié)構(gòu)剪力墻。

四組墻梁節(jié)點分別編號為GL1、GL2、GL3、GL4。其中GL1為外肋板剛接節(jié)點，肋板采用14 mm鋼板。GL2、GL3、GL4采用端板焊接、腹板螺栓連接的形式。通過對GL2的上下翼緣焊接一塊厚板，以達(dá)到塑性鉸外移，使GL2成為加強(qiáng)型端板節(jié)點。其中連接螺栓采用10.9級M22摩擦型高強(qiáng)螺栓，構(gòu)件參數(shù)見表1，墻體剖面圖以及節(jié)點詳圖見圖1，主要材性試驗指標(biāo)見表2。

圖1 試件尺寸詳圖Fig.3 Detailed dimension of specimens

試件編號節(jié)點類型端板厚度/mm貼板厚度/mm肋板尺寸/mmGL-1肋板剛接8-14×100×398GL-2端板剛接288-GL-3端板剛接258-GL-4端板剛接2210-

注：混凝土:fcu=47.11 MPa,E=33.5 GPa

1.2 加載裝置和加載制度

試驗采用梁端施加豎向荷載的擬靜力試驗方法，所使用的電液壓伺服作動器，可施加的最大荷載為1 000 kN，行程為±300 mm。為防止梁出現(xiàn)面外失穩(wěn)，在梁端處設(shè)置側(cè)向支撐，試驗加載裝置示意圖如圖2。

圖2 試驗裝置示意圖Fig.3 Sketch of test setup

試驗時在墻頂先施加軸壓，之后在梁端施加低周反復(fù)荷載，參考美國鋼結(jié)構(gòu)抗震規(guī)范(AISC341-10)的要求[7]，采用梁端位移控制加載。分級加載中選用層間位移角為控制位移值。前三級層間位移角分別為 0.003 75 rad、0.005 rad、0.007 5 rad時，每級循環(huán)往復(fù)加載6次；第四級層間位移角為0.01 rad時循環(huán)往復(fù)加載4次；在層間位移角為0.015、0.02 rad、0.03 rad、0.04 rad時循環(huán)往復(fù)加載2次；此后位移增量為0.01 rad，且每級循環(huán)加載兩次，直至試件破壞(如梁端翼緣出現(xiàn)破壞或焊縫發(fā)生破壞)停止加載。具體見表3。其中每級荷載應(yīng)保證充分的持荷時間，以保證構(gòu)件變形的充分發(fā)展和儀表讀數(shù)。加載制度如圖3。

圖3 加載制度Fig.3 Loading program

1.3 測量內(nèi)容及測點布置

根據(jù)實驗室的設(shè)備條件，在梁端加載區(qū)布置位移計，以測量梁端的位移，同時根據(jù)墻頂位移計監(jiān)控層間位移角位移；在梁根部距墻邊一倍梁高處，以及墻邊距離梁根部一倍梁高處布置位移計，通過測量位移變形量計算出截面平均曲率從而獲得梁與墻之間的轉(zhuǎn)角的改變量。構(gòu)件位移計的布置如圖4。

圖4 位移計布置Fig.4 Arrangement of deformation instruments

2 試驗結(jié)果及分析

2.1 試件屈服點確定以及破壞的確定

為了便于分析，本文采用修正“通用屈服彎矩法”，在各個試件的骨架曲線中確定屈服點，進(jìn)而確定屈服荷載和屈服位移。如圖5所示，過荷載最大點D作水平線，從原點作理論彈性值OB線，與水平線交于B點，過B點作垂線，交P-Δ曲線于A點，連接OA并延長至水平線交于C點，過C點作垂線，交P-Δ曲線于E點。定義E點為屈服點[8]。

試驗中，當(dāng)荷載超過峰值點，下降至峰值荷載的85%時，定義為破壞荷載，此時位移為極限位移。另外，試驗過程中承載力出現(xiàn)陡降、裂縫貫穿過大均判定為試件破壞，隨即停止試驗。

圖5 試件屈服點確定Fig.5 Determination for yield point of specimen

2.2 試件破壞過程以及破壞特征

試件GL1在加載至第五級，0.015 rad第二個循環(huán)正向，下翼緣與肋板交接處出現(xiàn)細(xì)小裂紋，隨著加載次數(shù)的增加，此裂紋開始逐漸擴(kuò)展，在第六級0.02 rad第二個循環(huán)正向的時候裂縫明顯，此時上翼緣以及靠近上翼緣腹板處出現(xiàn)輕微屈曲；在第七級0.03 rad第一個循環(huán)正向的時候上翼緣以及附近腹板鼓曲加劇，在第一個循環(huán)負(fù)向的時候上翼緣與肋板交界處出現(xiàn)細(xì)微開裂，在第二個循環(huán)負(fù)向的時候下翼緣開始出現(xiàn)輕微鼓曲；在第八級0.04 rad第一個循環(huán)正向的時候，腹板處屈曲明顯。加載至第九級0.05 rad第一個循環(huán)正向的時候，荷載降至峰值荷載85%以下，停止加載，經(jīng)觀察此時下翼緣裂縫已擴(kuò)展至腹板區(qū)域。如圖6(a)。

試件GL2在加載至第五級，0.015 rad第二個循環(huán)正向的時候，聽到輕微響聲；第六級，0.02 rad第一個循環(huán)正向的時候，下翼緣根部焊縫處出現(xiàn)裂縫；第二個循環(huán)，聽到明顯響聲，經(jīng)觀察沒有別的新裂縫出現(xiàn)，判斷為下翼緣裂縫向內(nèi)部擴(kuò)展；加載至第七級，0.03 rad第一個循環(huán)正向時候，達(dá)到峰值荷載約為212 kN。此時梁腹板處出現(xiàn)輕微鼓曲。隨著循環(huán)次數(shù)的增加，每次循環(huán)正向都會出現(xiàn)響聲。加載至第八級，0.04 rad第一個循環(huán)正向，位移加載至約28 mm左右，出現(xiàn)一聲巨響，下翼緣裂縫貫通，停止加載。如圖6(b)。

試件GL3在加載至第四級，0.01 rad第三個循環(huán)正向的時候，下翼緣襯板處焊縫出現(xiàn)裂縫；試驗進(jìn)行至第五級加載時，由于側(cè)向支撐出現(xiàn)空隙致使加載端頭發(fā)生面外扭轉(zhuǎn)，將作動器位移回零后重新調(diào)整側(cè)向支撐，之后繼續(xù)加載；在第六級加載0.02 rad第二個循環(huán)正向的時候，發(fā)生巨響，下翼緣焊縫處破壞加??；加載至第七級0.03 rad第一個循環(huán)正向的時候，荷載掉載，焊縫近乎貫通，試驗停止。如圖6(c)。

試件GL4在加載至第四級，0.01 rad第四個循環(huán)正向的時候，發(fā)生輕微響聲，下翼緣根部焊縫起弧處出現(xiàn)細(xì)小裂紋；之后繼續(xù)加載，加載至第五級0.015 rad第一圈負(fù)向的時候聽到明顯響聲，上翼緣焊縫襯條處出現(xiàn)輕微裂縫；加載至第六級0.02 rad的時候兩次正向加載分別聽到一次明顯響聲，下翼緣裂縫橫向擴(kuò)展并且有向端板內(nèi)部延伸的趨向；最終加載至0.03 rad第二圈正向的時候，此時上翼緣根部裂縫明顯，下翼緣根部裂縫貫通，且部分裂縫延伸至端板內(nèi)部，由于裂縫已經(jīng)使得節(jié)點受力性能明顯下降，荷載掉至峰值荷載85%以下的時候判定節(jié)點破壞，停止加載。如圖6(d)。

圖6 各節(jié)點試件破壞形態(tài)Fig.6 Failure of test specimens

2.3 滯回曲線的比較和分析

從各個試件的荷載位移曲線中得到的屈服彎矩、最大彎矩等實驗結(jié)果列在表3中，圖7為試驗所測得的四個試件的滯回曲線，圖中橫軸為轉(zhuǎn)角，縱軸為梁端彎矩，上翼緣受壓為正向。從圖中可以看出，除GL3外，試件的滯回曲線都較為飽滿穩(wěn)定，并呈現(xiàn)梭型?？傮w來看，試件在前四級加載，即在0.01 rad轉(zhuǎn)角以內(nèi)，剛度變化較小，近乎無殘余變形，基本處于彈性狀態(tài)。隨著滯回荷載的加大，滯回環(huán)逐漸傾向于更加飽滿的狀態(tài)。

比較GL1與GL2兩種類型的節(jié)點，可以發(fā)現(xiàn)，外肋板節(jié)點GL1峰值荷載達(dá)到373 kN·m，較GL2峰值荷載高出6.7%，且層間位移角可達(dá)0.05 rad而GL2的只有0.03，原因應(yīng)該是GL2在上下翼緣焊接區(qū)域應(yīng)力集中現(xiàn)象更加嚴(yán)重致使GL2延性低于GL1，因此外肋板節(jié)點滯回性能優(yōu)于端板焊接腹板螺栓連接的節(jié)點形式。

比較端板型節(jié)點GL2、GL3、GL4的滯回曲線可以發(fā)現(xiàn)，翼緣加強(qiáng)型端板節(jié)點GL2滯回環(huán)明顯較GL3、GL4更為飽滿、包圍的面積也明顯增大，試件GL2在滯回荷載作用下的承載力可達(dá)348 kN·m，可見在翼緣加強(qiáng)對節(jié)點性能有明顯提高。其中GL3在下翼緣處有明顯的焊縫缺陷，使得焊縫區(qū)域過早的出現(xiàn)破壞，承載力較低。綜合三個試件的破壞模式來看，三個試件都是從下翼緣焊縫區(qū)域產(chǎn)生裂縫，焊縫區(qū)域過早出現(xiàn)破壞，使得節(jié)點抗震性能未能得到充分發(fā)揮。

表3 試驗結(jié)果

2.4 骨架曲線的比較和分析

骨架曲線的概念被用廣泛應(yīng)用于描述鋼構(gòu)件在滯回荷載下的變形能力[9]。由滯回曲線的得到的各試件的骨架曲線比較如圖8。從骨架曲線的比較中可以看出，試件GL1、GL2的骨架曲線相對而言較為平緩，屈服后都有延性的表現(xiàn)。將GL1、GL2兩種類型的節(jié)點進(jìn)行比較可以發(fā)現(xiàn)，GL1與GL2雖說都有較高的承載力，但是GL1的骨架曲線有較為平緩的下降部分、可見在后幾個大位移的循環(huán)中有相對較好的延性；而GL2在進(jìn)入屈服階段后，也有一部分延性，但是無明顯的階段，從破壞模式來看GL2類型的節(jié)點是以下翼緣焊縫破壞為主，且裂縫的發(fā)展延伸速度相對較快，焊縫部分的裂縫從出現(xiàn)到整個節(jié)點失效時間較短，最終裂縫貫通導(dǎo)致破壞。翼緣加強(qiáng)型端板節(jié)點GL2在極限承載力方面，分別在正向加載和負(fù)向加載中比GL4高出7.4%和9.8%。另外，從GL4的骨架曲線以及破壞模式來看，端板的厚度也影響了節(jié)點的承載力和延性，因此端板的最小厚度需要在未來的計算中被考慮。

圖7 試件滯回曲線Fig.7 Hysteretic loops of specimens

圖8 骨架曲線對比Fig.8 Comparison of the skeleton curves

2.5 節(jié)點延性的比較和分析

本次試驗利用節(jié)點轉(zhuǎn)角延性系數(shù)來衡量節(jié)點延性。節(jié)點的轉(zhuǎn)角延性系數(shù)(μ)是極限轉(zhuǎn)角位移(θu)與屈服轉(zhuǎn)角位移(θy)的比值如式(1)所示，其中試件最大承載力的85%記為破壞荷載，破壞荷載所對應(yīng)的轉(zhuǎn)角為極限轉(zhuǎn)角位移[10]。從試驗結(jié)果來看除GL3外，各節(jié)點延性在滯回荷載下均表現(xiàn)出較好的延性，且肋板型節(jié)點延性比端板型略高，各個節(jié)點試件的延性系數(shù)見表4。

(1)

根據(jù)美國鋼結(jié)構(gòu)抗震規(guī)范(AISC341-10)[7]，根據(jù)層間位移角可將節(jié)點應(yīng)用歸類為三類，層間位移角滿足0.04 rad的節(jié)點可以應(yīng)用于重要框架結(jié)構(gòu)(C-SMF)中，滿足0.03 rad的節(jié)點可以應(yīng)用于中等框架結(jié)構(gòu)(C-IMF)中，滿足0.02 rad的節(jié)點可以應(yīng)用于普通框架結(jié)構(gòu)中。根據(jù)實驗結(jié)構(gòu)可以發(fā)現(xiàn)，肋板型節(jié)點滿足C-SMF的要求，翼緣加強(qiáng)的端板型節(jié)點滿足C-IMF的要求。

表4 延性系數(shù)和層間位移角

根據(jù)《建筑抗震設(shè)計規(guī)范》GB50011—2010[11]，多高層鋼結(jié)構(gòu)彈性層間位移角的限值[θe]=1/250，多高層鋼結(jié)構(gòu)彈塑性層間位移角限值[θp]=1/50。如表4所示，各個試件均滿足規(guī)范要求。

2.6 節(jié)點剛度退化比較分析

在滯回試驗中，由于累積損傷導(dǎo)致節(jié)點的剛度逐漸減小。節(jié)點剛度的顯著退化致使節(jié)點產(chǎn)生大變形，由此會對整個結(jié)構(gòu)產(chǎn)生負(fù)面影響。環(huán)線剛度ki可以由式(2)計算得到[12]。其中ki的單位為kN·m；

(2)

剛各個試件的環(huán)線剛度曲線如圖9，通過對剛度退化曲線的比較可以發(fā)現(xiàn)：① 兩種類型四個節(jié)點試件，除GL3外，都表現(xiàn)出相似的規(guī)律，試件在彈性階段剛度退化較為緩慢，當(dāng)進(jìn)入屈服階段后剛度退化開始明顯，總體剛度退化曲線較為平緩② GL3在屈服前的明顯剛度退化可能是因為焊縫處的初始缺陷所致。③ 經(jīng)過上下翼緣加強(qiáng)的GL2剛度退化規(guī)律與GL4相似，但是剛度在每個循環(huán)上都高于GL4，可見翼緣加強(qiáng)在提高此類型節(jié)點剛度上十分必要。④ 由GL1與GL2比較可知，肋板型節(jié)點剛度略高于端板型。

圖9 剛度退化曲線Fig.9 Stiffness degradation curves

2.7 節(jié)點耗能能力比較和分析

節(jié)點耗能能力反應(yīng)了節(jié)點的在地震時候的變形能力，同時耗能能力可以有效的減少地震能力經(jīng)由節(jié)點傳給其他構(gòu)件。因此耗能能力是節(jié)點抗震性能一項重要的因素，以能量耗散系數(shù)E和等效黏滯阻尼系數(shù)he來衡量試件的能量耗散能力，計算式(3)(4)可以得到能量耗散系數(shù)E和等效黏滯阻尼系數(shù)[11]he，其中如圖10，S(BEF+DEF)為滯回環(huán)的面積，S(ABO+CDO)為滯回環(huán)定點垂線以及原點三點形成三角形的面積。

(3)

E=2πhe

(4)

滯回曲線的面積可以看做是構(gòu)件耗能性能的指標(biāo)，其中表5列出屈服后的能量耗散系數(shù)和等效黏滯阻尼系數(shù)的計算結(jié)果，圖11 為四個試件的等效黏滯阻尼系數(shù)的對比。比較兩種類型的節(jié)點GL1與GL2的等效黏滯阻尼系數(shù)可以發(fā)現(xiàn)，在0.03 rad之前，兩種類型的節(jié)點耗能能力是相近的，在每個加載級別中端板型節(jié)點耗能略高于肋板型，但由于肋板型節(jié)點延性略高使得肋板型節(jié)點的耗能總量高于端板型。比較三個端板類型節(jié)點，節(jié)點耗能規(guī)律相似，其中GL3在轉(zhuǎn)角1.5%級別加載中焊縫處出現(xiàn)脆性斷裂使得曲線趨勢不同，通過比較GL2、GL4可以發(fā)現(xiàn)，在轉(zhuǎn)角3%級別的加載中GL4的耗能性能明顯低于GL2，考慮到兩者的破壞模式，可以推斷端板的厚度影響節(jié)點的耗能性能。

圖10 等效黏滯系數(shù)計算簡圖Fig.10 Equivalent damping coefficient calculation diagram

圖11 等效黏滯系數(shù)對比Fig.11 Comparison of equivalent damping coefficient

墻梁節(jié)點四個試件的最終等效黏滯阻尼系數(shù)分別為：0.413 4、0.371 9、0.266 3、0.303 2，對比傳統(tǒng)混凝土節(jié)點、型鋼混凝土節(jié)點等效黏滯阻尼系數(shù)分別為0.1、0.3[13]，可以發(fā)現(xiàn)肋板型墻梁節(jié)點等效黏滯阻尼系數(shù)略高于型鋼混凝土節(jié)點，是傳統(tǒng)鋼筋混凝土節(jié)點的四倍。端板型墻梁節(jié)點的等效黏滯系數(shù)大致等于型鋼混凝土節(jié)點，是傳統(tǒng)鋼筋混凝土節(jié)點的三倍。

表5 能量耗散系數(shù)與等效黏滯阻尼系數(shù)

3 結(jié) 論

本文對新型墻體與鋼梁的連接節(jié)點，提出兩種節(jié)點構(gòu)造形式，進(jìn)行了一組肋板型剛接節(jié)點、三組端板型剛接節(jié)點，共四組足尺模型滯回試驗。在本次試驗中試件焊縫區(qū)域普遍存在初始缺陷，在加載過程中焊縫處較早出現(xiàn)破壞的情況下，延性系數(shù)μ≈1.29～3.39，彈性層間位移角θy≈(2.76～2.98)[θe]，彈塑性層間位移角θu≈(1.04～2.02)[θp]，等效黏滯阻尼系數(shù)he=0.266 3～0.413 4?？梢耘袛啵泄?jié)點試件的延性系數(shù)、層間位移角等均滿足規(guī)范抗震設(shè)計要求。并且可以得到如下結(jié)論：

(1) 肋板型節(jié)點將塑性鉸的產(chǎn)生區(qū)域以及梁的區(qū)部屈曲移至肋板末端，可見肋板長度影響塑性鉸外移位置，屈服區(qū)域避開了墻梁交界處，改善了節(jié)點核心區(qū)的受力性能，有效的避免了節(jié)點過早的在翼緣焊縫區(qū)域產(chǎn)生破壞，使得肋板型節(jié)點具有更高的耗能性能和延展性。

(2) 從端板型節(jié)點的破壞模式來看，破壞源自于翼緣的焊縫區(qū)域會出現(xiàn)應(yīng)力集中，焊縫質(zhì)量是此類節(jié)點的性能保證的關(guān)鍵因素之一，特別是下翼緣的焊縫，如果是在實際工程中進(jìn)行仰焊，需要額外進(jìn)行焊縫質(zhì)量的檢驗，以避免因焊縫初始缺陷引起的應(yīng)力集中的不利影響。

(3) 比較翼緣加強(qiáng)的端板型節(jié)點和肋板型節(jié)點，兩者在滯回曲線上表現(xiàn)出穩(wěn)定飽滿無捏攏現(xiàn)象的梭型，從曲線中看在同一位移點無明顯的強(qiáng)度退化，兩種節(jié)點滯回荷載的作用下均表現(xiàn)出較理想的延性和耗能能力。相較而言，肋板型節(jié)點性能稍優(yōu)于翼緣加強(qiáng)型的端板型節(jié)點，兩者相差不大，兩類節(jié)點均可用于鋼管束組合結(jié)構(gòu)剪力墻的工程中。

[1] 王靜峰,胡益磊,蔣志. 帶樓板薄壁鋼管混凝土組合節(jié)點低周反復(fù)荷載試驗研究[J]. 建筑結(jié)構(gòu)學(xué)報,2013,34(增刊1)：73-79. WANG Jingfeng，HU Yilei，JIANG Zhi. Experimental study on composite CFTST joints with concrete slab under low cyclic loadings [J]． Journal of Building Structures，2013，34(Sup1):73-79.

[2] 王靜峰,郭水平,陳莉萍. 帶肋薄壁鋼管混凝土框架梁柱端板連接節(jié)點試驗研究[J]. 建筑結(jié)構(gòu)學(xué)報,2011,32(8):69-78. WANG Jingfeng，GUO Shuiping，CHEN Liping. Experimental study on behavior of beam-column endplate joints of concrete-filled thin-walled steel tube frame with ribs[J]． Journal of Building Structures，2011，32(8):69-78.

[3] PARK W, YUN H, HWANG S, et al. Shear strength of the connection between a steel coupling beam and a reinforced concrete shear wall in a hybrid wall system[J]. Journal of Constructional Steel Research, 2005, 61(7):912-941.

[4] PARK W, YUN H. Seismic behavior of coupling beams in a hybrid coupled shear walls[J]. Journal of Constructional Steel Research, 2005, 61(11):1492-1524.

[5] SONG A L, SU M Z, LI X D, et al. Study on seismic performance of connection of hybrid coupled wall system[J]. Applied Mechanics & Materials, 2013: 256-259.

[6] WAN-SHIN P, HYUN-DO Y. Seismic performance of steel coupling beam-wall connections in panel shear failure[J]. Journal of Constructional Steel Research, 2006, 62(10):1016-1025.

[7] ANSI/AISC 341-10. Seismic provisions for structural steel buildings. Chicago (IL):American Institute of Steel Construction, Inc,2010.

[8] 李忠獻(xiàn).工程結(jié)構(gòu)試驗理論與技術(shù)[M].天津：天津大學(xué)出版社,2004.

[9] RICLES J M, PENG S W, LU L W. Seismic behavior of composite concrete filled steel tube column-wide flange beam moment connections[J]. American Society of Civil Engineers, 2014, 130(2):223-232.

[10] QIN Y, CHEN Z, YANG Q, et al. Experimental seismic behavior of through-diaphragm connections to concrete-filled rectangular steel tubular columns[J]. Journal of Constructional Steel Research, 2014, 93(1):32-43.

[11] 建筑抗震設(shè)計規(guī)范:GB 50011—2010[S]． 北京: 中國建筑工業(yè)出版社，2010.

[12] 唐九如. 鋼筋混凝土框架節(jié)點抗震 [M]. 南京：東南大學(xué)出版社，1989.

[13] 周天華,何?？?陳國津,等. 方鋼管混凝土柱與鋼梁框架節(jié)點的抗震性能試驗研究[J]. 建筑結(jié)構(gòu)學(xué)報,2004,25(1):9-16. ZHOU Tianhua, HE Baokang, CHEN Guojin, et al. Experimental studies on seismic behavior of concrete-filled steel tubular column and steel beam joints under cyclic loading[J]. Building Structures,2004;25(1):9-16.

Tests for aseismic performance of connections between bundled lipped channel-concrete (BLC-C) composite walls and steel beams

LI Jie1, CHEN Zhihua1, ZHANG Xiaomeng1, YANG Qiangyue2, LI Wenbin2, HU Lili2

(1. Department of Civil Engineering, Tianjin University, Tianjin 300072, China;2. Hangxiao Steel Structure Co. Ltd., Hangzhou 311200, China)

The bundled lipped channel-concrete (BLC-C) composite wall has no edge members so that the steel beam need to be directly connected to the narrow wall sides. Under this condition, two beam-wall connection configurations were proposed and four full-scaled quasit-static cyclic tests were performed with one vertical stiffened connection and three end-plate connections. Connection type and end-plate thickness were selected as the primary affecting factors, and their influences on the aseismic performance and failure mode of beam-wall connections were studied. The aseismic performance indexes of connections, such as, failure mode, hysteresis curves, stiffness degradation, ductility, and energy dissipation capacity were analyzed. The results showed that two types of connections have a good load-carrying capacity and a satisfied ductility with a full and stable spindle hysteretic hoop and a slow stiffness degradation and strong energy dissipation capacity; the test ductility coefficientμis 1.29～3.39 and energy dissipation coefficientEis 1.673 5～2.597 2, they meet the aseismic design requirements of American specification AISC341-10 and Chinese code GB 50011, the applicability of these connections in practical engineering of BLC-C is verified.

bundled lipped channel-concrete (BLC-C) composite wall; beam-wall connection; experimental study; hysteretic behavior

國家自然科學(xué)基金(61277264)

2015-06-15 修改稿收到日期：2015-10-28

李杰 男，碩士，1990年生

陳志華 男，博士，教授，1966年生

TH212；TH213.3

A

10.13465/j.cnki.jvs.2016.21.025