梁縱筋錨固板錨固裝配整體式梁柱邊節點抗震性能試驗

趙作周, 韓文龍, 錢稼茹, 劉時偉, 王悅媛

(1.土木工程安全與耐久教育部重點實驗室(清華大學)，北京 100084；2.內蒙古蒙西工程設計有限公司，呼和浩特 010000)

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梁縱筋錨固板錨固裝配整體式梁柱邊節點抗震性能試驗

趙作周1, 韓文龍1, 錢稼茹1, 劉時偉2, 王悅媛1

(1.土木工程安全與耐久教育部重點實驗室(清華大學)，北京 100084；2.內蒙古蒙西工程設計有限公司，呼和浩特 010000)

為研究柱縱筋套筒擠壓連接、梁縱筋錨固板錨固的疊合梁-預制柱后澆核心區裝配整體式邊節點的抗震性能，進行了1個核心區剪切破壞和1個梁端彎曲破壞的邊節點試件PEJ1和PEJ2的擬靜力試驗.結果表明：試件PEJ1核心區箍筋先于梁縱筋屈服，核心區混凝土嚴重剪切破壞，試件PEJ2核心區箍筋未屈服，梁固端混凝土壓潰、縱筋嚴重屈服，2個試件均實現了預期的破壞形態；2個試件的力-位移滯回曲線有一定程度的捏攏，試件PEJ1滯回曲線捏攏程度略大、峰值后骨架線下降較快；2個試件的承載力試驗值與規范相應公式計算值的比值分別為1.30和1.26，等效極限層間位移角分別為1/28和1/22；試件PEJ1峰值時梁變形為主，極限點時核心區剪切變形為主，試件PEJ2梁變形為主，核心區剪切變形占總變形不到5%；2個不同破壞形態試件的梁縱筋錨固板錨固未失效，后澆核心區裝配式邊節點梁縱筋可采用錨固板錨固.關鍵詞: 預制柱-疊合梁裝配整體式邊節點；后澆核心區；梁縱筋錨固板錨固；鋼筋套筒擠壓連接；抗震性能；擬靜力試驗

裝配式梁柱節點通過后澆核心區混凝土實現預制梁柱的連接，節點整體性好，兼備現澆結構和預制結構的優點，也稱裝配整體式節點，是工程和相關規范[1]中推薦的裝配式框架預制梁柱連接方式.裝配整體式邊節點的梁縱筋錨固在后澆核心區內，往復荷載作用下，梁頂、梁底縱筋反復拉壓，一旦錨固失效，節點可能喪失承載能力，因此梁縱筋在核心區可靠錨固是保證節點抗震能力的前提.現澆結構中，當核心區尺寸較小、梁縱筋不能直線錨固時，梁頂、梁底縱筋若采用90°彎折錨固，將導致核心區鋼筋密集、澆筑混凝土困難.為解決核心區鋼筋密集問題，國內外學者提出了鋼筋錨固板錨固，并進行了大量研究.帶錨固板的鋼筋拉拔試驗[2-4]表明，鋼筋錨固性能良好，當相對承壓面積(錨固板承壓面積與錨固鋼筋截面積的比值)為4.5時，鋼筋埋入長度0.4lab(lab為基本錨固長度)即可實現與90°彎折錨固相同或更好的錨固效果.現澆梁柱邊節點對比試驗[5-10]表明，梁受力縱筋采用錨固板錨固的邊節點，其抗震性能與90°彎折錨固的邊節點相當；當軸壓比和剪壓比較高時，應將錨固板布置于柱縱筋外側，以獲得較好的后期性能.

參照現澆邊節點的構造措施，國內外學者對多種形式的裝配整體式邊節點進行了試驗研究.Ertas等[11]對后澆核心區進行了試驗研究，上、下層柱整體預制，預制柱在核心區縱筋連續、混凝土斷開，預制梁伸出U形鋼筋錨固于后澆核心區，結果表明，梁端彎曲破壞的節點抗震性能與現澆節點相近.Blandon等[12]對一榀兩層裝配整體式框架進行了試驗研究，邊節點梁底縱筋90°彎折錨固于后澆核心區，直線段長度8d(中國規范對采用C40混凝土和HRB400鋼筋的一、二級抗震結構，該長度取為0.4labE=13.2d，labE為受拉鋼筋抗震基本錨固長度，d為鋼筋直徑)，試驗過程中，梁底縱筋出現滑移，接近破壞時才受拉屈服，認為該構造不能保證梁底縱筋錨固，不宜用于抗震框架.薛偉辰等[13-15]對疊合梁-現澆柱后澆核心區邊節點進行了試驗，梁縱筋采用錨固板錨固于后澆核心區，結果表明，梁端彎曲破壞的裝配式節點承載力、延性與梁縱筋90°彎折錨固的現澆節點基本相同.文獻[16-18]對疊合梁-預制柱后澆核心區邊節點進行了試驗，柱縱筋采用套筒灌漿連接，梁縱筋在柱縱筋外采用錨固板錨固，梁端彎曲破壞的裝配式節點的主要抗震性能指標與現澆節點基本接近，梁縱筋錨固可靠.

已有研究中，錨固板錨固后澆核心區邊節點的試驗剪壓比較小，節點破壞模式均為梁端彎曲破壞[13-18]，對核心區剪切破壞后梁縱筋的錨固性能研究較少；同時，柱多為現澆[13-15]、或上下層整體預制[11]、或上下層預制柱套筒灌漿連接[16-18].本文通過2個試件的擬靜力試驗，研究預制柱縱筋套筒擠壓連接[19]、梁縱筋錨固板錨固的不同破壞形態的裝配整體式疊合梁-預制柱邊節點的抗震性能.

1 試驗概況

1.1 試件設計

表1 試件主要設計參數

注：表中梁縱筋錨固長度為從縱筋進入核心區開始到錨固板內側的距離，本文試件該距離為330 mm，labE按GB 50010—2010《混凝土結構設計規范》[20](簡稱《混規》)計算，混凝土強度等級為C45，鋼筋為HRB400級.

圖1 試件幾何尺寸及構造

1.2 材料強度

試件混凝土分預制梁柱、梁疊合層及核心區、上柱后澆段3個批次澆筑，每次澆筑混凝土時預留3個150 mm × 150 mm × 150 mm立方體試塊，試驗當天實測其抗壓強度，得到混凝土立方體抗壓強度平均值(即實測值)fcu,m，結果列于表2.

梁柱縱筋、箍筋均采用HRB400鋼筋，鋼筋強度實測值見表3，表中屈服應變εy=fy/Es，Es為鋼筋的彈性模量，Es= 2.0×105N/mm2.

表2 混凝土立方體抗壓強度實測值fcu,m及施加的軸壓力N

Tab.2 Measured concrete cubic compressive strengthfcu,mand applied axial forceN

試件編號fcu,m/MPa預制梁、柱梁疊合層、核心區上柱后澆段ndN/kNntPEJ130.063.642.20.6114600.24PEJ243.556.146.00.6112950.24

表3 鋼筋強度實測值

1.3 加載及量測方案

節點試件按核心區剪切破壞和梁端彎曲破壞設計，不會出現柱端破壞，故采用梁端加載方式，即在柱頂施加恒定軸壓力，梁端施加往復豎向力，試件的內力狀態與水平力施加在柱頂基本一致.試驗加載裝置見圖2，上、下柱端鉸接.

圖2 試驗加載裝置及位移測點布置

試驗時，首先在上柱柱頂施加軸壓力N并保持其恒定，然后在梁懸臂端施加往復豎向力(后文稱為“梁端豎向力”).為避免試件發生柱破壞，柱的軸壓比設計值取為0.61，小于二級框架柱軸壓比限值.施加在柱頂的軸壓力N=ndfcA/1.25，nd為設計軸壓比，fc為核心區混凝土軸心抗壓強度設計值，由混凝土立方體抗壓強度標準值fcu,k根據《混規》得到，A為柱截面面積.N列于表2，表2還列出了軸壓比試驗值nt，nt=N/(0.76fcu,mA).

試驗前，根據材料實測強度和試件預期的破壞形態，按《混規》計算試件梁的固端屈服彎矩，并換算為預測的梁端屈服豎向力Py.施加的梁端豎向力不大于Py時按力控制，大于Py時按梁懸臂端豎向位移(后文稱為“梁端豎向位移”)控制.力控制階段，梁端的豎向力分0.50Py、0.75Py兩級施加，每級荷載循環一次.梁端豎向力Pb及豎向位移Δb以向下為正.取0.75Py對應的梁端豎向位移平均值為0.75Δy，由此得到Δy，試件PEJ1和PEJ2分別為16 mm和12.5 mm.位移控制階段，按梁端豎向位移為1Δy、2Δy、3Δy、4Δy、5Δy……逐級加載，每級位移循環兩次，直至梁端豎向力下降至其峰值的85%以下.量測內容包括：柱頂軸壓力、梁端豎向力、位移和鋼筋應變.采用安裝在千斤頂與試件之間力傳感器量測施加的力.位移測點見圖2，采用該位移量測系統可得出核心區、梁、柱各自的變形.

2 試驗現象及破壞形態

2.1 試件PEJ1

試件PEJ1按“強構件弱核心區”設計.0.5Py(Py=218 kN)級，梁與柱連接的一端(后文稱為“梁固端”)受拉側出現多條細而密的豎向彎曲裂縫，核心區角部出現一條細小的斜裂縫.0.75Py級，梁固端上下彎曲裂縫基本貫通，部分彎曲裂縫發展為斜裂縫；核心區斜裂縫有所發展，但主要集中在靠近梁一側.1Δy級，核心區出現“X”形分布的斜裂縫，裂縫最大寬度約為0.02 mm.

2Δy級，梁端豎向力達到峰值.核心區出現多條交叉斜裂縫，將核心區分割成若干菱形小塊，形成貫通核心區的“X”形主斜裂縫；梁固端上下第一條彎曲裂縫均位于梁與核心區交界處，加載過程中該裂縫明顯張開，寬度最大約2 mm，疊合梁新舊混凝土豎向結合面未見開裂.

3Δy級，核心區斜裂縫進一步發展，核心區中心保護層混凝土起皮脫落，核心區以“X”形主斜裂縫為界限分割成3塊隨周邊梁、柱變形；梁固端上部混凝土輕微壓潰，梁裂縫基本出齊，上、下1/4hb(hb為梁截面高度)范圍內以豎向彎曲裂縫為主，截面中心1/2hb范圍內以交叉斜裂縫為主.

4Δy級，核心區斜裂縫寬度加大，核心區混凝土大塊剝落；上柱底部后澆混凝土外側角部開裂脫落.4Δy級第2循環加載過程中，核心區無梁一側混凝土受核心區上、下塊體的反復擠壓脫落，梁頂、梁底縱筋端頭錨固板外露，但與內側混凝土粘結完好，未出現錨固失效；核心區混凝土破壞由保護層向內發展，原來由混凝土承擔的柱軸壓力轉移至柱縱筋，隨著混凝土壓縮變形增加，柱縱筋壓屈，核心區箍筋135°彎鉤拉開，柱軸壓力已不能維持，正、反向梁端豎向力分別下降至峰值的77%、80%，結束試驗.

2.2 試件PEJ2

試件PEJ2按“梁端彎曲破壞”設計.0.5Py(Py=137 kN)級，梁固端受拉側出現多條細而密的豎向彎曲裂縫.0.75Py級，梁彎曲裂縫向懸臂端發展，多條裂縫上下貫通；核心區無可見裂縫.1Δy級，梁彎曲裂縫基本出齊，間距約100 mm；核心區出現兩條細小斜裂縫.2Δy級，梁固端300 mm范圍內彎曲裂縫發展為斜裂縫，彎曲裂縫最大寬度約為2.5 mm；核心區斜裂縫輕微發展.3Δy級，梁大部分裂縫上下貫通，固端頂面、底面保護層混凝土起皮；核心區斜裂縫不再發展.4Δy級，正向加載梁端豎向力達到峰值，梁與核心區結合面裂縫張開約4 mm，預制梁與核心區間60 mm寬的后澆混凝土壓潰，梁固端200 mm(1/2hb)范圍內出現兩條交叉斜裂縫.5Δy級，反向加載梁端豎向力達到峰值，梁根部200 mm范圍內交叉斜裂縫加寬，混凝土被分割為多個塊體，固端上下混凝土壓潰脫落，梁縱筋壓屈，縱筋、箍筋外露.6Δy級，梁固端200 mm范圍內混凝土破壞嚴重，正、反向梁端豎向力分別下降至峰值的79%、66%，結束試驗.

試件PEJ1、PEJ2不同梁端豎向位移時的裂縫分布見圖3.由圖3可見，試件PEJ1的破壞形態為核心區剪切破壞，梁彎曲裂縫有所發展；試件PEJ2的破壞形態為梁端彎曲破壞、形成塑性鉸，破壞主要發生在梁固端200 mm(1/2hb)范圍內.兩個試件均實現了預期的破壞模式.

圖3 試件裂縫分布和破壞形態

3 試驗結果及分析

3.1 滯回曲線及骨架線

梁端加載模式的邊節點受力簡圖見圖4，梁端豎向力產生的彎矩由固定柱的滾軸鉸給柱的一對反力平衡，則柱頂等效水平力Vc、柱頂等效位移Δc和等效層間位移角θ可由下式計算得到：

(1)

(2)

(3)

圖4 梁柱邊節點受力簡圖

式中:Pb為梁端豎向力，lc為柱上、下滾軸間的中心距，lb為梁端加載點到柱中心線的距離，Δb為梁端豎向位移.本文試件lc= 2 000 mm，lb=1 540 mm.

各試件柱頂等效水平力-柱頂等效位移(等效層間位移角)(Vc-Δc，Vc-θ)滯回曲線及骨架線見圖5，圖中Vn定義見后文.可見，2個試件前期滯回環呈梭形，較為飽滿，之后由于混凝土開裂呈現一定程度的捏攏，滯回曲線形狀介于梭形和反S形之間.核心區剪切破壞試件PEJ1較梁端彎曲破壞試件PEJ2滯回曲線捏攏程度略大，峰值后骨架線下降較快.2個試件滯回曲線正向加載和反向加載基本對稱，說明新舊混凝土豎向結合面對疊合梁的正向和反向受彎性能影響較小.

圖5 試件柱頂等效水平力-柱頂等效位移(Vc-Δc)曲線

3.2 承載能力及變形能力

表4列出了試件名義屈服、峰值和極限狀態柱頂等效水平力Vc、柱頂等效位移Δc和等效層間位移角θ，名義屈服點采用能量法由試件Vc-Δc骨架線確定，峰值點為Vc-Δc骨架線的最高點，極限點為Vc下降至0.85Vc,p的點.表4中，Vn,j、Vn,b分別為根據《混規》按核心區剪切破壞、梁端彎曲破壞計算得到的柱頂等效水平力，計算時，鋼筋采用實測屈服強度，混凝土采用實測立方體抗壓強度換算得到的軸心抗壓強度(0.76fcu,m)，軸心抗拉強度ft=0.395fcu,m0.55，不考慮抗震調整系數，Vn為Vn,b、Vn,j中的較小者.

由表4可見，兩種破壞形態的邊節點峰值荷載(即承載力試驗值)與承載力計算值的比值分別為1.30、1.26，說明可按《混規》現澆梁柱節點的相關公式，計算裝配整體式梁柱邊節點核心區受剪承載力和疊合梁固端受彎承載力，且有安全儲備.

2個試件的等效極限層間位移角θu分別為1/28、1/22，均大于GB 50011—2010《建筑抗震設計規范》[21]規定的罕遇地震下框架結構彈塑性層間位移角1/50的限值，滿足抗震變形能力的要求.

表4 試件不同狀態的試驗結果

3.3 剛度

試件的割線剛度可由Vc與Δc的比值確定，結果見表5，表中初始割線剛度K0為各試件0.5Py加載級等效層間位移角為1/550時對應的割線剛度.由表5可見，各試件不同狀態的正向加載和反向加載的割線剛度基本接近.試件每級加載第1循環頂點的割線剛度K、相對割線剛度Kr與柱頂等效位移Δc的關系曲線見圖6，割線剛度取正、反兩個加載方向的平均值，相對割線剛度Kr=K/K0.可以看出，梁端彎曲破壞試件割線剛度前期退化較核心區剪切破壞試件快.

表5 試件不同狀態的割線剛度

Tab.5 Secant stiffness of specimens at various states

kN·mm-1

圖6 割線剛度-柱頂等效位移曲線

3.4 耗能能力

2個試件各加載級第1循環的耗能(Vc-Δc滯回環面積)、各級累計耗能(該級別及該級別之前Vc-Δc滯回環面積之和)、等效黏滯阻尼系數he(能力耗散系數除以2π)與Δc的關系曲線如圖7所示.由圖7可見，各試件的耗能隨柱頂等效位移的增大而增大；屈服荷載后等效黏滯阻尼系數隨柱頂等效位移的增大而增大；梁端彎曲破壞試件PEJ2的等效黏滯阻尼系數大于核心區剪切破壞試件PEJ1，具有更強的耗能能力.

圖7 試件柱頂等效位移-耗能、等效黏滯阻尼系數曲線

3.5 鋼筋應變

試件鋼筋應變測點布置如圖8所示.圖9給出了2個試件正向加載時梁頂縱筋測點應變與加載級別的關系曲線.結果表明：1)核心區剪切破壞的試件PEJ1在2Δy級時，位于核心區外、柱邊的梁縱筋應變T2屈服，核心區已形成交叉斜裂縫的3Δy級和梁端豎向力已下降的4Δy級時，T2增大不多;2)梁端彎曲破壞試件PEJ2在1Δy級時，梁縱筋應變T2屈服，2Δy級時，應變T2達2×10-2，鋼筋嚴重屈服;3)試件PEJ2在2Δy級時，距柱邊300 mm(0.75hb)的梁縱筋應變T3屈服;4)2個試件核心區縱筋應變T1均未達屈服，除試件PEJ1在4Δy級T1應變比3Δy級有所減小外，其余都是隨梁端豎向位移增大而增大，表明錨固板未出現錨固失效，具有很好的錨固性能.

圖8 試件鋼筋應變測點布置

圖10所示為2個試件各加載級第一循環正向加載達到最大位移時核心區箍筋應變分布.結果表明：1)隨梁端豎向位移增大，核心區箍筋應變增大；2)核心區中截面箍筋應變(JS3)大于上下截面箍筋應變(JS1、JS2、JS4、JS5)，與核心區對角線中心位置裂縫最先開展且裂縫最寬的試驗現象一致；3)1Δy-2Δy時，核心區剪切破壞試件PEJ1中截面箍筋屈服，3Δy時全部箍筋屈服；4)梁端彎曲破壞試件PEJ2核心區箍筋未屈服.

綜合梁縱筋、核心區箍筋應變可見，核心區剪切破壞試件PEJ1核心區箍筋先于梁縱筋屈服；梁端彎曲破壞試件PEJ2梁固端300 mm(0.75hb)范圍內縱筋受拉屈服，核心區箍筋未屈服.

圖9 試件梁縱筋應變隨加載級別變化曲線

圖10 核心區箍筋應變分布

3.6 框架梁曲率分布

試驗采用3組導桿位移計分別量測了距柱邊0～200 mm、200～400 mm、400～600 mm范圍內沿梁長度的相對變形，由此得到上述范圍內梁的平均截面曲率如圖11所示，圖中橫坐標x=0為梁柱交界面.結果表明：1)2個試件距柱邊0～200 mm范圍內平均截面曲率遠大于距柱邊200～400 mm、400～600 mm范圍內平均截面曲率，且隨梁端豎向位移增加而增大；2)相同θ時，試件PEJ2距柱邊0～200 mm范圍內平均截面曲率大于試件PEJ1，且隨θ增大，兩者差距加大，反映了兩者的破壞形態；3)試件PEJ2距柱邊0～200 mm范圍內平均截面曲率正向加載和反向加載基本對稱，說明新舊混凝土豎向結合面對疊合梁的彎曲變形影響不大.

3.7 試件變形組成

2個試件的柱頂等效位移Δc由核心區剪切變形、梁變形、柱變形分別引起的柱頂位移Δcj、Δcb、Δcc3部分組成.由圖2中沿核心區對角線布置的導桿位移計D2、D3測得核心區剪切變形，換算得到Δcj；由布置在梁頂面和底面的導桿位移計D4～D9量測沿梁長度方向的變形，由此換算得到Δcb；由布置于上柱和下柱靠近核心區一端的水平位移計D10、D11量測柱端的水平側移，得到柱端轉角，除去核心區剪切變形得到對應的Δcc.將Δc換算為等效層間位移角θ，Δcj、Δcb及Δcc對θ的貢獻比例如圖12所示，圖中實線為正向加載，虛線為反向加載.結果表明：1)核心區剪切破壞試件PEJ1，核心區剪切變形的貢獻隨θ增大而增大，θ為3.5%和4%時，所占比例最大；柱變形的貢獻隨θ增大而減小，θ為3.5%時，所占比例不到10%；θ不大于3%時，梁變形的貢獻最大占50%～60%左右.2)梁端彎曲破壞試件PEJ2，核心區剪切變形的貢獻最小，不到5%；柱變形的貢獻隨θ增大而減小，θ為0.5%時約占50%，θ為4%時約占8%；梁變形的貢獻隨θ增大而增大，θ為4%時約占90%.試件各部分變形對θ的貢獻比例與試件破壞過程和破壞形態基本一致.

圖11 框架梁平均曲率沿長度分布

圖12 試件各部分變形對等效層間位移角貢獻的比例

4 結 論

1)設計為核心區剪切破壞的試件，核心區箍筋先于梁縱筋屈服；設計為梁端彎曲破壞的試件，梁固端0.75倍梁高范圍內縱筋受拉屈服，核心區箍筋未屈服.核心區剪切破壞試件峰值時梁變形為主，極限點時核心區剪切變形為主；梁端彎曲破壞試件梁變形為主，核心區剪切變形占總變形不到5%.2個試件均實現了預期的破壞形態.

2)核心區剪切破壞、梁端彎曲破壞試件的承載力試驗值，與規范相應公式計算值的比值分別為1.30、1.26，可按規范現澆構件公式計算裝配整體式邊節點核心區的受剪承載力和疊合梁固端受彎承載力.

3)2個試件等效極限層間位移角分別為1/28、1/22，滿足規范對框架結構彈塑性變形能力的要求.

4)2個試件柱頂等效水平力-水平位移滯回曲線以及疊合梁截面曲率分布正、反向加載基本對稱，試件各狀態正、反向加載的割線剛度基本接近，梁端彎曲破壞試件正、反向加載峰值柱頂等效水平力無明顯差別，說明疊合梁新舊混凝土豎向結合面對疊合梁的受彎性能影響不大.

5)核心區剪切破壞試件核心區混凝土嚴重破壞、梁端彎曲破壞試件梁縱筋嚴重屈服情況下，梁縱筋錨固板均未出現錨固失效，后澆核心區裝配整體式邊節點的梁縱筋可采用錨固板錨固.

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(編輯 趙麗瑩)

Seismic behavior of assembled monolithic beam-column exterior joints with beam longitudinal rebars anchored by heads

ZHAO Zuozhou1, HAN Wenlong1,QIAN Jiaru1, LIU Shiwei2, WANG Yueyuan1

(1.Key Laboratory of Civil Engineering Safety and Durability (Tsinghua University), Ministry of Education,Beijing 100084, China; 2.Inner Mongolia Mengxi Engineering Design Co., Ltd.,Hohhot 010000, China)

To study the seismic behavior of assembled monolithic beam-column joints, quasi-static tests of one precast exterior joint PEJ1 with the shear failure of joint core area and one precast exterior joint PEJ2 with the flexural failure of beam fixed end were carried out. For the specimen PEJ1, core area hoops yield first and the core concrete fails in shear mode obviously. For the specimen PEJ2, concrete of beam fixed end crushes and beam longitudinal rebars yield while core area hoops don′t yield. The two specimens both fail in the expected failure modes. The hysteretic loops of the two specimens have a certain extent of pinch while the specimen PEJ1 shows a slightly larger extent of pinch. The skeleton curve of the specimen PEJ1 declines rapidly after peak load. The measured load-carrying capacity of the precast joints, which fail in shear mode in the joint core area and flexural mode at the beam fixed end, respectively are 1.30, 1.26 times as large as the calculated capacity according to the formulas in the current design code. The equivalent ultimate drift ratios of the two specimens are 1/28 and 1/22. The specimen PEJ1 is dominated by deformation of the beam at the peak point and shear deformation of the core area at the ultimate point. The specimen PEJ2 is dominated by deformation of the beam during the whole experiment while the contribution of shear deformation of the core area is less than 5%. The anchor failure of the beam longitudinal rebars does not occur. In the precast exterior joints with different failure modes, utilizing heads to anchor beam longitudinal rebars is feasible.

composite RC beam-precast column monolithic exterior joint; post-casting core area; beam longitudinal rebar anchored by head; rebar spliced by pressed sleeve; seismic behavior; quasi-static test

10.11918/j.issn.0367-6234.2016.12.002

2015-09-15

趙作周(1967—)，男，副教授，博士生導師； 錢稼茹(1946—)，男，教授，博士生導師

錢稼茹，qianjr@tsinghua.edu.cn

TU375

A

0367-6234(2016)12-0019-09