李 楊，李延濤，邢萬(wàn)里，丁井臻，宗金輝

(1. 河北工業(yè)大學(xué)土木與交通學(xué)院，天津 300401；2. 中國(guó)建筑標(biāo)準(zhǔn)設(shè)計(jì)研究院有限公司，北京 100048)

傳統(tǒng)鋼-混凝土單面組合作用連續(xù)梁由于中支座處存在負(fù)彎矩，上部混凝土板易受拉開(kāi)裂，鋼梁下翼緣受壓嚴(yán)重，存在失穩(wěn)和局部屈曲的問(wèn)題；鋼板厚度和梁高往往由負(fù)彎矩大小決定，跨中正彎矩區(qū)用鋼量偏大。為解決上述問(wèn)題，新型鋼-混凝土雙面組合作用梁采用在負(fù)彎矩區(qū)鋼梁下翼緣附帶一塊混凝土板，下部混凝土板受壓可分擔(dān)鋼梁下翼緣的部分壓力，提高截面剛度和承載力，有利于下翼緣的穩(wěn)定，鋼板寬厚比可適當(dāng)放寬。

目前，關(guān)于鋼-混凝土雙面組合作用梁的基本力學(xué)性能已經(jīng)有相關(guān)的理論計(jì)算、數(shù)值模擬和試驗(yàn)等研究，研究角度主要包括雙面組合作用梁剛度、承載力、負(fù)彎矩區(qū)長(zhǎng)度和鋼梁下翼緣的穩(wěn)定性等。國(guó)內(nèi)段樹(shù)金等[1－2]及其課題組主要從理論計(jì)算和數(shù)值模擬角度對(duì)雙面組合作用梁開(kāi)展研究，結(jié)果表明：與單面組合作用梁相比，雙面組合作用梁在剛度和承載力方面有一定優(yōu)勢(shì)；下部混凝土板與下翼緣協(xié)同受力，有利于鋼板穩(wěn)定性；雙面組合作用連續(xù)梁由于負(fù)彎矩區(qū)組合梁截面剛度的提高，負(fù)彎矩區(qū)長(zhǎng)度有所延長(zhǎng)，峰值彎矩有所下降，可延緩上部混凝土板的開(kāi)裂。李楊等[3-5]對(duì)不同強(qiáng)度的下部混凝土板展開(kāi)數(shù)值計(jì)算，結(jié)果表明：提高下部混凝土板的強(qiáng)度，可有效提高組合梁的剛度和承載力；通過(guò)兩個(gè)連續(xù)組合梁試驗(yàn)，研究了雙面組合作用連續(xù)梁的基本力學(xué)性能。聶建國(guó)等[6-7]結(jié)合山東濰坊市東繞城上跨濟(jì)青高速立交橋建設(shè)情況，采用現(xiàn)場(chǎng)加載的方式，測(cè)試連續(xù)鋼箱梁的整體受力情況，結(jié)果表明：雙組合作用可有效降低下翼緣的壓力，提高結(jié)構(gòu)剛度，有利于控制連續(xù)梁的變形。國(guó)外Reiner Saul 等[8]通過(guò)對(duì)雙面組合作用梁試驗(yàn)結(jié)果和三座橋梁工程應(yīng)用情況對(duì)比研究，認(rèn)為雙組合作用有助于提高結(jié)構(gòu)剛度和控制變形，減小厚鋼板作業(yè)難度，具有一定的經(jīng)濟(jì)性。

當(dāng)前針對(duì)雙面組合作用梁的研究大多是靜力方面，而有關(guān)雙面組合作用梁抗震性能的分析尚顯不足。為了了解該新型組合梁的基本抗震性能，本文結(jié)合民用建筑結(jié)構(gòu)特點(diǎn)，對(duì)鋼-混凝土雙面組合作用梁十字形節(jié)點(diǎn)開(kāi)展低周往復(fù)試驗(yàn)，分析其抗震性能，并通過(guò)改變下部混凝土板厚度和傳力方式，研究其對(duì)組合梁力學(xué)特性的影響。結(jié)合試件加工制作過(guò)程，探索適用于下部混凝土板的施工和連接方式。

1 試驗(yàn)概況

1.1 試件設(shè)計(jì)

本試驗(yàn)共設(shè)計(jì)了4 個(gè)十字形框架節(jié)點(diǎn)試件，編號(hào)分別為SCB3、SCB4、SCB5、SCB6。其中，試件SCB3 為對(duì)比試件。試驗(yàn)變量包括：下部混凝土板厚度和傳力方式。結(jié)合試件加工制作，探索適用于下部混凝土板的施工方法和連接方式。

試件按照《組合結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)規(guī)范》JGJ 138-2016進(jìn)行設(shè)計(jì)計(jì)算?；炷辆捎肅30，鋼梁為焊接H型鋼，截面尺寸為H250 mm×140 mm×6 mm×8 mm；為保證達(dá)到“強(qiáng)柱弱梁”的要求，采用鋼管混凝土柱，在梁柱節(jié)點(diǎn)鋼管柱內(nèi)設(shè)置橫隔板。試件鋼材均采用Q345B 鋼，鋼筋為HRB400 級(jí)，按最小配筋率設(shè)計(jì)；試件SCB4、試件SCB5 下部混凝土板為現(xiàn)澆混凝土板，混凝土板內(nèi)栓釘數(shù)量均按完全抗剪連接進(jìn)行設(shè)計(jì)，栓釘型號(hào)為M13 mm×60 mm，4.6 級(jí)，自動(dòng)焊，軸向間距和橫向間距均滿足規(guī)范中的最小構(gòu)造要求；下部混凝土板寬度[3]與柱子同寬，保證全截面均勻受壓。其余參數(shù)如 表1 所示。試件SCB6 下部混凝土板采用預(yù)制板制作，鋼梁下翼緣預(yù)留螺栓孔洞，由4.6 級(jí)，M10 半牙型普通螺栓將下部預(yù)制混凝土板與其連接，用于承擔(dān)預(yù)制板的自重，并防止預(yù)制板受力后豎向翹起。為保證預(yù)制板傳力途徑順暢，本課題組設(shè)計(jì)了三角鋼板阻止器，如圖1 所示。

表1 試件參數(shù)Table 1 Specimen parameters

圖1 三角鋼板阻止器Fig. 1 Triangular steel plate arrester

阻止器由3 塊三角鋼和兩塊矩形鋼板焊接組成，高強(qiáng)度摩擦型螺栓將其與鋼梁翼緣連接，通過(guò)摩阻力抵抗下部預(yù)制混凝土板與鋼梁之間的水平剪力，并將其傳遞至鋼梁。方鋼管混凝土柱-鋼梁連接節(jié)點(diǎn)構(gòu)造如圖2 所示。

1.2 下部混凝土板施工方式對(duì)比

試件SCB4 和試件SCB5 均采用傳統(tǒng)現(xiàn)澆法施工下部混凝土板，在完成支模板后，因剩余操作空間狹小，故采用人工將混凝土倒入，最后通過(guò)振動(dòng)棒震動(dòng)模板的方式間接振搗混凝土，使其填實(shí)，如圖3 所示。

試件SCB6 下部混凝土板采用預(yù)制板，并在鋼梁下翼緣預(yù)留螺栓孔洞。為減少預(yù)制混凝土板螺栓孔的制作誤差，將阻止器由高強(qiáng)螺栓暫時(shí)固定在底模板上，作為預(yù)制板的一個(gè)側(cè)面模板，縱向鋼筋端頭與三角鋼板阻止器內(nèi)側(cè)鋼板點(diǎn)焊固定，從而達(dá)到下部混凝土板與阻止器整體預(yù)制，減小空隙的目的，如圖4 所示。

為保證下部混凝土板前端與柱子緊密接觸，不留空隙，在預(yù)制混凝土板前端預(yù)留30 mm 的間隙，待安裝完成后采用C60 高強(qiáng)度微膨脹灌漿料填充。

從上述兩個(gè)試件下部混凝土板不同施工方式對(duì)比來(lái)看，采用傳統(tǒng)現(xiàn)澆法施工時(shí)，由于下部混凝土板在鋼梁的下部，操作空間狹窄，在焊接栓釘、澆筑、養(yǎng)護(hù)混凝土等方面面臨一系列的困難，加工周期較長(zhǎng)，且施工質(zhì)量不易控制；而試件SCB6 采用預(yù)制法配以阻止器整體制作，混凝土板的施工質(zhì)量易保證，依靠螺栓連接，操作便捷。

圖2 試件尺寸與構(gòu)造圖Fig. 2 Specimen size and structure diagram

1.3 材料性能

試件的各項(xiàng)材性試驗(yàn)數(shù)據(jù)參見(jiàn)文獻(xiàn)[5]。

1.4 試件安裝、加載及量測(cè)

在試件柱頭設(shè)置鉸支座和限位梁，限位梁的一端安裝在反力墻上，另一端通過(guò)夾頭卡緊柱頭，以避免試件產(chǎn)生側(cè)向位移。柱頭頂部安裝200 t千斤頂施加軸力。柱底設(shè)置固定鉸支座，并與實(shí)驗(yàn)室地面通過(guò)地錨螺栓連接。試件鋼梁兩端分別由夾頭與50 t 千斤頂連接，施加面內(nèi)往復(fù)荷載。加載中，試件左右千斤頂作用力大小相同，方向相反，并規(guī)定千斤頂向下推為負(fù)，向上拉為正。試驗(yàn)加載裝置如圖5 所示。

圖3 下部現(xiàn)澆板制作Fig. 3 Manufacture of cast-in-situ boards for bottom part

圖4 下部預(yù)制板制作Fig. 4 Prefabrication of bottom prefabricated boards

圖5 安裝加載示意圖Fig. 5 Installation loading diagram

依據(jù)文獻(xiàn)[9]的相關(guān)規(guī)定，試驗(yàn)分預(yù)加載和正式加載兩個(gè)階段。預(yù)加載階段，首先在柱頂施加0.2 N 的壓力(N 為試驗(yàn)時(shí)施加的軸力1700 kN)，持荷10 min，觀察各測(cè)量?jī)x器是否出現(xiàn)飄零、千斤頂讀數(shù)和梁端位移是否正常。正式加載階段，首先按照0.40 的軸壓比在柱子頂部施加軸力1700 kN。鋼管混凝土柱軸壓比計(jì)算公式：

2 試驗(yàn)現(xiàn)象和破壞模式

2.1 試驗(yàn)現(xiàn)象

試件SCB3 試驗(yàn)現(xiàn)象如圖7 所示。

圖7 試件SCB3 試驗(yàn)現(xiàn)象Fig. 7 Test phenomena of specimen SCB3

試件SCB3 右梁向下加載至第二級(jí)-10 mm時(shí)，上部混凝土板C、D 截面間出現(xiàn)橫向裂縫；右梁向下加載至第六級(jí)-30 mm 時(shí)，上部混凝土板C、D 截面與柱子接觸部分混凝土在往復(fù)加載下出現(xiàn)局部壓碎；右梁向下加載至第七級(jí)-35 mm 時(shí)，骨架曲線開(kāi)始出現(xiàn)拐點(diǎn)，此時(shí)按照試件屈服后的加載制度進(jìn)行加載；右梁向下加載至第八級(jí)第一圈-40 mm 時(shí)，右側(cè)鋼梁下翼緣出現(xiàn)屈曲。第二圈40 mm 時(shí)，左側(cè)鋼梁下翼緣也出現(xiàn)屈曲，右梁向下加載至第九級(jí)-45 mm 第一圈時(shí)，右側(cè)鋼梁腹板鼓曲變形，承載力出現(xiàn)下降趨勢(shì)；右梁向下加載至第十一級(jí)-55 mm 第一圈時(shí)，左側(cè)鋼梁腹板也出現(xiàn)鼓曲變形；右梁向上加載至第十二級(jí)60 mm 第一圈時(shí)，右側(cè)鋼梁下翼緣出現(xiàn)撕裂；右梁向上加載至第二圈-65 mm 時(shí)，左側(cè)鋼梁腹板也出現(xiàn)撕裂，承載力嚴(yán)重下降，停止加載。

試件SCB4、試件SCB5 的試驗(yàn)現(xiàn)象基本相似。右梁向下加載至第二級(jí)-10 mm 時(shí)，上部混凝土板C、D 截面出現(xiàn)裂縫；當(dāng)右梁向下加載至第七級(jí)-35 mm 時(shí)，因滯回曲線承載力開(kāi)始出現(xiàn)拐點(diǎn)，此時(shí)按照試件屈服后的加載制度進(jìn)行。右梁向下加載至第九級(jí)-45 mm 第三圈時(shí)，試件SCB4 右側(cè)鋼梁下翼緣出現(xiàn)屈曲。試件SCB5 右梁下翼緣與柱子的焊縫破壞，承載力嚴(yán)重下降，此時(shí)右梁提前停止加載，位移歸零，左梁繼續(xù)往復(fù)加載；右梁第三圈55 mm 時(shí)，試件SCB4 右側(cè)鋼梁下翼緣撕裂，腹板鼓曲變形，承載力出現(xiàn)明顯下降；試件SCB4 右梁向下加載至第十二級(jí)-60 mm 第一圈時(shí)，右側(cè)鋼梁腹板撕裂，并伴有聲響，承載力大幅下降，停止試驗(yàn)。試件SCB5 試驗(yàn)現(xiàn)象如圖8 所示。

圖8 試件SCB5 試驗(yàn)現(xiàn)象Fig. 8 Test phenomena of specimen SCB5

試件SCB6 右梁向下加載至-5 mm 時(shí)，上部混凝土板C、D 截面間出現(xiàn)橫向彎曲裂縫；右梁向下加載至第七級(jí)-35 mm 時(shí)，因滯回曲線承載力開(kāi)始出現(xiàn)拐點(diǎn)，開(kāi)始按照試件屈服后的加載制度進(jìn)行加載。試件SCB6 右梁向上加載至40 mm 第一圈時(shí)，左側(cè)鋼梁下翼緣開(kāi)始出現(xiàn)屈曲。右梁向下加載至-45 mm 第一圈時(shí)，左梁下部混凝土板第一排螺栓出現(xiàn)一定的變形。右梁向下加載至-45 mm第三圈時(shí)，鋼梁背面下翼緣出現(xiàn)屈曲。右梁向上加載至50 mm 第一圈時(shí)，左側(cè)鋼梁腹板出現(xiàn)鼓曲變形。右梁加載至-55 mm 第二圈時(shí)，右側(cè)鋼梁下翼緣第一排螺栓孔處出現(xiàn)撕裂，并伴有較大聲響。第二圈時(shí)，下翼緣撕裂并伴有較大聲響，同時(shí)腹板繼續(xù)向上撕裂，承載力有明顯下降。右梁加載至65 mm 第三圈時(shí)，左、右梁已經(jīng)嚴(yán)重破壞，承載力大幅下降，停止試驗(yàn)。試件SCB4 與試件SCB6 試驗(yàn)現(xiàn)象如圖9 所示。

2.2 破壞模式

組合梁破壞模式如圖10 所示。各試件上部混凝土板緊靠柱邊的混凝土均被壓碎，鋼梁下翼緣屈曲和腹板鼓曲，但雙面組合作用梁鋼梁屈曲后，下部混凝土板靠柱邊混凝土盡管也有壓碎現(xiàn)象，但下部混凝土板分擔(dān)鋼梁部分壓力，延緩了組合梁的破壞，承載力未明顯下降。而普通單面組合作用梁承載力在鋼梁屈曲后隨即明顯下降。

圖9 試驗(yàn)現(xiàn)象對(duì)比(試件SCB4(左圖)，試件SCB6(右圖))Fig. 9 Comparison of experimental phenomena(specimen SCB4(Left), specimen SCB6(Right))

結(jié)合試驗(yàn)現(xiàn)象和數(shù)據(jù)，試件SCB3 鋼梁下翼緣屈曲時(shí)，對(duì)應(yīng)的梁端荷載值為100.9 kN，而試件SCB4 和試件SCB5 鋼梁下翼緣屈曲時(shí)，對(duì)應(yīng)的梁端荷載值分別為180 kN 和172 kN，承載力大幅提高，出現(xiàn)這種差異的原因是雙面組合作用梁下部混凝土板與鋼梁結(jié)合形成組合截面，當(dāng)梁端受千斤頂向下的作用力時(shí)，整個(gè)組合梁屬于變剛度組合梁，下部混凝土板和鋼梁下翼緣共同承壓，雙組合作用開(kāi)始體現(xiàn)，因此承載力較大。

試件SCB6 下部混凝土板與鋼梁間的水平剪力未超過(guò)高強(qiáng)度摩擦型螺栓提供的摩阻力，阻止器始終未產(chǎn)生滑移；對(duì)比各不同下部混凝土板靠后部分的破壞情況，預(yù)制板僅出現(xiàn)少量的縫隙，而試件SCB4 下部現(xiàn)澆混凝土板則出現(xiàn)明顯的縱向劈裂裂縫。原因是下部預(yù)制混凝土板前端部分承擔(dān)的壓力通過(guò)三角鋼板阻止器傳導(dǎo)至鋼梁，板內(nèi)剪力流基本上沿橫截面均勻分布，如圖11 所示。且預(yù)制板中間部分的螺栓僅承受預(yù)制板的自重，不參與水平抗剪，螺桿未產(chǎn)生變形，因此，預(yù)制板沒(méi)有出現(xiàn)縱向貫通裂縫；而現(xiàn)澆混凝土板依靠?jī)?nèi)部的栓釘將端部混凝土承擔(dān)的壓力均勻傳導(dǎo)至鋼梁，在此過(guò)程中，板內(nèi)剪力流主要由兩排栓釘承擔(dān)，栓釘受力后產(chǎn)生變形，擠壓周圍的混凝土，從而引起縱向劈裂裂縫。

圖11 下部混凝土板剪力流對(duì)比Fig. 11 Shear flow comparison of bottom concrete slabs

從各試件破壞模式[10-12]流程圖可以得出，雙面組合作用梁在承載力達(dá)到極限破壞之前，鋼梁下翼緣首先屈曲，之后下部混凝土板受壓開(kāi)裂、壓碎，然后腹板鼓曲變形，最終鋼梁下翼緣撕裂，整個(gè)破壞過(guò)程具有明顯的預(yù)警征兆。

3 試驗(yàn)結(jié)果與分析

3.1 滯回曲線

圖12 為各試件梁端荷載與位移滯回曲線，結(jié)合滯回曲線和試件的破壞形態(tài)可知，在彈性階段，曲線基本呈線性關(guān)系，曲線斜率變化不明顯，混凝土板有少量裂縫，各滯回曲線呈現(xiàn)明顯的梭形，試件尚未出現(xiàn)明顯破壞；繼續(xù)加載，各試件滯回曲線愈加飽滿，沒(méi)有出現(xiàn)明顯的捏縮現(xiàn)象，表現(xiàn)出良好的耗能特性。

圖12 滯回曲線對(duì)比圖Fig. 12 Hysteretic curve comparison chart

對(duì)比試件SCB3 與試件SCB4、試件SCB5，兩種十字形框架節(jié)點(diǎn)滯回曲線豐滿程度相差不大，表明雙面組合作用梁下部混凝土板對(duì)組合梁耗能性能影響較??；對(duì)比試件SCB4 與試件SCB5，其滯回曲線相差無(wú)幾，原因是在設(shè)計(jì)中，兩個(gè)試件的下部混凝土板厚度僅相差20 mm，變量差異較小，對(duì)組合梁力學(xué)特性的影響不明顯；試件SCB5 右梁由于焊縫加工存在缺陷，導(dǎo)致提前破壞，因此其滯回環(huán)數(shù)較少，承載力較低；對(duì)比試件SCB4 與試件SCB6，其滯回曲線的走勢(shì)和飽滿程度基本保持一致，呈現(xiàn)明顯的梭形，無(wú)明顯捏攏現(xiàn)象，試件保持較穩(wěn)定的滯回性能。說(shuō)明下部混凝土板的傳力方式對(duì)組合梁滯回性能的影響不明顯。

3.2 骨架曲線

圖13 為各試件的骨架曲線。結(jié)合圖12 和圖13，由于兩種組合梁在千斤頂推、拉兩個(gè)方向的作用力下受力模型的不同，雙面組合作用梁滯回曲線和骨架曲線較普通單面組合作用梁更加對(duì)稱。當(dāng)梁端受向上的作用力時(shí)，兩種組合梁上部混凝土板均受壓，其中雙面組合作用梁下部混凝土不起作用，此時(shí)兩種組合梁橫截面的受力模型是相同的；但當(dāng)梁端受向下的作用力時(shí)，雙面組合作用梁鋼梁下翼緣與下部混凝土板開(kāi)始協(xié)同受壓，同時(shí)上部混凝土板內(nèi)的縱向鋼筋受拉，整根梁為變剛度組合梁，其在兩個(gè)方向上的滯回曲線雖也有差異，但明顯較??；而普通單面組合作用梁受向下的作用力時(shí)，其橫截面受壓區(qū)僅靠鋼梁下翼緣承擔(dān)，因此其在兩個(gè)方向的承載力差異較大，滯回曲線和骨架曲線不對(duì)稱，如圖13 所示。

圖13 骨架曲線對(duì)比圖Fig. 13 Skeleton curve contrast chart

對(duì)比試件SCB4 和試件SCB6，兩個(gè)試件的骨架曲線基本重合，有明顯的彈性、塑性和破壞三個(gè)階段。彈性階段二者的骨架曲線基本重合，初始剛度基本一致；彈塑性階段，鋼梁變形較大，骨架曲線雖有差異，但依然高度重合，極限承載力也相差無(wú)幾。因此，傳力方式的區(qū)別對(duì)鋼-混凝土雙面組合作用梁力學(xué)性能的影響并不大。

依據(jù)《建筑抗震試驗(yàn)規(guī)程》(JGJ/T101-2015)[12]對(duì)試件骨架曲線進(jìn)一步處理，確定試件的屈服荷載、極限承載力、破壞荷載和位移等關(guān)鍵節(jié)點(diǎn)數(shù)據(jù)如表2 所示，并定義梁端分別向上和向下受力時(shí)，對(duì)應(yīng)的屈服荷載與屈服位移的比值為試件的初始剛度K。為更直觀的對(duì)比試驗(yàn)結(jié)果，對(duì)表2中數(shù)據(jù)做進(jìn)一步處理，如圖14 所示。

表2 試驗(yàn)關(guān)鍵數(shù)據(jù)Table 2 Key data test

3.3 剛度退化

3.4 延性系數(shù)

圖17 延性系數(shù)對(duì)比圖Fig. 17 Ductility coefficient contrast diagram

對(duì)比試件SCB3、試件SCB4 和試件SCB5 延性系數(shù)，當(dāng)梁端分別受向上和向下的作用力時(shí)，普通單面組合作用梁在兩個(gè)方向的延性系數(shù)相差較大，而雙面組合作用梁則相差較小。這與組合梁在兩個(gè)方向的受力模型有關(guān)，如圖15 所示，雙面組合作用梁在承受相反方向作用力時(shí)，組合梁橫截面中和軸兩側(cè)差異較小，比較對(duì)稱。而普通單面組合作用梁橫截面中和軸兩側(cè)并不對(duì)稱，導(dǎo)致其不同受力方向上的延性系數(shù)差別較大。

對(duì)比試件SCB4 和試件SCB6 的延性系數(shù)，二者的延性系數(shù)均保持在2～3 之間，并且兩個(gè)試件的梁端在分別受向上、向下作用力時(shí)，對(duì)應(yīng)的延性系數(shù)差異較小，具備良好的變形性能。由此可以看出，不同傳力方式對(duì)雙面組合作用梁延性性能的影響不明顯。

3.5 耗能能力

各試件的滯回耗能曲線對(duì)比如圖19 所示。

對(duì)比試件SCB3、試件SCB4 和試件SCB5 耗能曲線，圖中各曲線均呈上升趨勢(shì)，各試件隨循環(huán)加載次數(shù)的增加，耗能能力在逐步增強(qiáng)[13]；進(jìn)入彈塑性階段后，等效粘滯阻尼系數(shù)增長(zhǎng)速率并未減緩，耗能能力沒(méi)有明顯下降；對(duì)比三個(gè)試件的左右梁等效粘滯阻尼系數(shù)，試件SCB3 的耗能能力略優(yōu)于試件SCB4 和試件SCB5，說(shuō)明雙組合作用對(duì)試件的耗能性能略有損傷。

對(duì)比試件SCB4 和試件SCB6 耗能曲線，二者的等效粘滯阻尼系數(shù)保持在0.3～0.4 之間，并隨循環(huán)加載次數(shù)的增加而呈增長(zhǎng)的趨勢(shì)，具有良好的耗能性能。進(jìn)入彈塑性階段后，二者等效粘滯阻尼系數(shù)的增長(zhǎng)速率沒(méi)有明顯退化，仍有良好的耗能能力。由此可以看出，不同傳力方式對(duì)雙面組合作用梁耗能性能的影響不明顯。

圖19 耗能曲線Fig. 19 Energy dissipation curve

4 結(jié)論

本文通過(guò)改變組合梁的受力方式和下部混凝土板的厚度，設(shè)計(jì)了4 個(gè)試件的擬靜力試驗(yàn)，通過(guò)試驗(yàn)分析得出以下結(jié)論：

(1) 雙面組合作用梁十字形框架節(jié)點(diǎn)在延性、剛度退化和耗能等方面優(yōu)勢(shì)不明顯，但在初始剛度和極限承載力方面較普通單面組合作用梁有大幅提高，適用于荷載較大的結(jié)構(gòu)。

(2) 雙面組合作用梁下部混凝土板建議采用預(yù)制法制作，但預(yù)制板的長(zhǎng)度取值尚需進(jìn)一步研究?，F(xiàn)澆法施工時(shí)，建議采用自流平混凝土或高強(qiáng)度灌漿料，以方便澆筑。

(3) 雙面組合作用梁下部混凝土板建議采用集中傳力方式；三角鋼板阻止器在實(shí)際工程應(yīng)用時(shí)，尚需優(yōu)化，以減小用鋼量。