PEC柱-異形鋼梁框架中節(jié)點(diǎn)抗震性能試驗(yàn)研究

李補(bǔ)拴，路 瑤，趙根田，聞 洋

(內(nèi)蒙古科技大學(xué)土木工程學(xué)院，包頭 014010)

節(jié)點(diǎn)作為連接梁柱的重要部位，是框架結(jié)構(gòu)體系中的傳力樞紐，在地震作用下受力復(fù)雜，極易受損破壞，梁柱節(jié)點(diǎn)一旦破壞往往會(huì)引起各種不利于結(jié)構(gòu)繼續(xù)工作的連鎖反應(yīng)，最終可能導(dǎo)致整個(gè)框架結(jié)構(gòu)發(fā)生連續(xù)倒塌，為此有必要對(duì)其進(jìn)行試驗(yàn)和理論研究。PEC柱-型鋼梁綜合了型鋼和混凝土兩種材料的優(yōu)勢(shì)，填充混凝土可提高開口截面鋼的局部穩(wěn)定，而鋼的外包約束可抑制混凝土早期開裂，結(jié)構(gòu)承載力高，抗震性能較好，且具有可預(yù)制性和可裝配性，適用于對(duì)工期要求緊的工程推廣使用。目前國內(nèi)外學(xué)者在PEC柱-型鋼梁中節(jié)點(diǎn)連接性能方面的研究取得了一定的成果。文獻(xiàn)[1-3]針對(duì)PEC柱-型鋼梁框架完成了低周往復(fù)加載試驗(yàn)研究，結(jié)果表明，試件強(qiáng)度退化較為穩(wěn)定，延性性能優(yōu)勢(shì)明顯。文獻(xiàn)[4]對(duì)震區(qū)PEC柱型鋼梁復(fù)合框架的抗震性能進(jìn)行了現(xiàn)場(chǎng)勘測(cè)評(píng)估，分析了梁柱節(jié)點(diǎn)的受力性能，提出了節(jié)點(diǎn)的具體設(shè)計(jì)方法。文獻(xiàn)[5]對(duì)空間足尺框架進(jìn)行了研究，探討了梁柱節(jié)點(diǎn)及柱腳節(jié)點(diǎn)等的處理方式對(duì)抗震性能的影響。馬吉等[6]于2013年完成了3個(gè)PEC柱-削弱梁、短鋼板對(duì)穿螺栓連接中節(jié)點(diǎn)的模型試驗(yàn)，試驗(yàn)研究結(jié)果表明：節(jié)點(diǎn)域部位設(shè)置預(yù)拉對(duì)穿螺栓，在低周往復(fù)加載試驗(yàn)過程中可以使試件具有良好的自復(fù)位效果，試件仍表現(xiàn)出較好的轉(zhuǎn)動(dòng)與耗能能力，節(jié)點(diǎn)最終破壞特征為鋼梁削弱截面屈服破壞。方有珍等[7-8]于對(duì)新型卷邊鋼板PEC柱-鋼梁中節(jié)點(diǎn)的模型試驗(yàn)，試驗(yàn)結(jié)果表明：試件充分發(fā)揮了薄板局部屈曲后性能，端板預(yù)拉對(duì)穿螺栓連接的框架節(jié)點(diǎn)，轉(zhuǎn)動(dòng)能力可以滿足抗震的相關(guān)要求，在減少節(jié)點(diǎn)殘余變形方面同樣效果顯著，柱強(qiáng)弱軸方向剛度基本相等。文獻(xiàn)[9]對(duì)新型PEC柱-鋼梁中節(jié)點(diǎn)部分自復(fù)位連接抗震性能進(jìn)行了試驗(yàn)研究，研究結(jié)果表明，設(shè)置預(yù)拉桿能實(shí)現(xiàn)節(jié)點(diǎn)域混凝土斜壓帶傳力，層間側(cè)移角達(dá)到0.035 rad時(shí)，承載能力仍繼續(xù)增長，具有良好的自復(fù)位功效和抗倒塌性能。文獻(xiàn)[10]設(shè)計(jì)制作1榀薄鋼板組合PEC柱(強(qiáng)軸)-削弱截面鋼梁組合框架，研究結(jié)果表明當(dāng)承載力下降到極限承載力85%時(shí)，層間側(cè)移角達(dá)到了0.0394 rad，表明試件結(jié)構(gòu)抗震性能良好。

近年來，介于建筑外觀及各類使用要求的需要，出現(xiàn)了大量復(fù)雜、大跨度結(jié)構(gòu)，非規(guī)則節(jié)點(diǎn)應(yīng)運(yùn)而生，主要為節(jié)點(diǎn)核心區(qū)域的梁、柱截面尺寸發(fā)生改變，并且力學(xué)特性不同于傳統(tǒng)節(jié)點(diǎn)。目前，關(guān)于軸壓比和梁截面變化對(duì)PEC柱型鋼梁節(jié)點(diǎn)抗震性能影響的報(bào)道很少?；赑EC柱-型鋼梁中節(jié)點(diǎn)研究現(xiàn)狀，結(jié)合本課題組在PEC組合件抗震性能方面已有的研究成果[11-13]?？紤]到端板連接方式為半剛性連接，施工便捷，抗震性能好[14]，本次試驗(yàn)試件以端板高強(qiáng)度螺栓連接(柱腹板兩側(cè)焊接連接系桿)的PEC柱-型鋼梁中節(jié)點(diǎn)為研究對(duì)象，完成了3個(gè)PEC柱-型鋼梁中節(jié)點(diǎn)及1個(gè)鋼框架梁柱中節(jié)點(diǎn)1∶2模型試件低周往復(fù)加載試驗(yàn)，分析了軸壓比及梁截面變化對(duì)PEC柱-型鋼梁中節(jié)點(diǎn)抗震性能的影響，開展此次試驗(yàn)研究，旨在為該類中節(jié)點(diǎn)的受力性能研究和設(shè)計(jì)提供參考。

1 試驗(yàn)概況

1.1 試件設(shè)計(jì)

試件基于水平地震作用下的部分包裹混凝土框架中節(jié)點(diǎn)原型，按縮尺比例1∶2制作，其中柱反彎點(diǎn)之間的距離為1.95 m，梁跨中反彎點(diǎn)距端板外邊緣1.2 m。試件梁柱材質(zhì)均為Q235B熱軋H型鋼，試件JD2、試件JD3、試件JD4柱腹板兩側(cè)焊接φ8@50/100連接系桿，端板與鋼梁連接采用手工焊。采用10.9級(jí)M20摩擦型高強(qiáng)螺栓完成梁端板與PEC柱之間的連接，試件設(shè)計(jì)如圖1所示。在試件的設(shè)計(jì)中考慮了軸壓比和梁截面尺寸的變化，試件基本參數(shù)如表1所示。梁、柱的腹板及翼緣、連接端板分別取3個(gè)試樣進(jìn)行材質(zhì)試驗(yàn)，材質(zhì)試驗(yàn)實(shí)測(cè)值如表2所示。每批澆筑混凝土預(yù)留3個(gè)標(biāo)準(zhǔn)試塊，標(biāo)準(zhǔn)立方體抗壓強(qiáng)度試驗(yàn)實(shí)測(cè)值為37.8 N/mm2。

圖1 試件設(shè)計(jì)Fig.1 Design of specimens

表1 試件基本參數(shù)Table 1 Parameters of specimens

表2 試件材性實(shí)測(cè)指標(biāo)Table 2 Index of specimens material performance

1.2 加載方案及測(cè)點(diǎn)布置

PEC柱-型鋼梁中節(jié)點(diǎn)抗震性能試驗(yàn)采用擬靜力加載試驗(yàn)方式，試驗(yàn)加載裝置如圖2所示。具體加載過程為：采用豎向作動(dòng)器于柱頂施加恒定豎向荷載設(shè)計(jì)值，而后用水平作動(dòng)器在柱頂施加往復(fù)荷載以模擬地震作用，采用荷載-位移雙控制的加載方法進(jìn)行水平方向往復(fù)加載，試驗(yàn)規(guī)定推向、拉向加載分別為正值和負(fù)值。試件彈性階段用荷載控制，每級(jí)荷載循環(huán)1次，當(dāng)滯回曲線出現(xiàn)明顯拐點(diǎn)后以0.25倍屈服位移作為級(jí)差進(jìn)行位移控制加載，每級(jí)循環(huán)增加為3次。達(dá)到下列條件之一時(shí)結(jié)束試驗(yàn)：1) 節(jié)點(diǎn)核心區(qū)域的混凝土嚴(yán)重破壞或梁翼緣腹板嚴(yán)重屈曲：2) 試件整體側(cè)移較大；3) 試驗(yàn)承載力下降到最大承載力的85%以下。

測(cè)試儀表如圖3布置。位移計(jì)1、位移計(jì)2用于柱頂兩側(cè)位移測(cè)量，位移計(jì)3測(cè)量節(jié)點(diǎn)區(qū)域梁連接端板的水平位移，百分表1、百分表2布置于梁翼緣表面，測(cè)量節(jié)點(diǎn)在加荷過程中的轉(zhuǎn)動(dòng)變形。

圖2 試驗(yàn)加載裝置Fig.2 Instructions for loading of the specimens

圖3 測(cè)試儀表布置Fig.3 Instructions for loading of the specimens

2 試驗(yàn)現(xiàn)象分析

2.1 試驗(yàn)過程及破壞特征

本次試驗(yàn)4個(gè)試件破壞形態(tài)表現(xiàn)為三種：試件JD1為節(jié)點(diǎn)區(qū)端板和柱翼緣向外鼓曲破壞；試件JD2、JD4為梁彎曲破壞，節(jié)點(diǎn)基本完好；試件JD3為節(jié)點(diǎn)區(qū)域剪切破壞；試件JD1、JD2、JD3破壞形態(tài)見圖4。各試件試驗(yàn)現(xiàn)象描述如下：

1) 試件JD1(鋼框架)柱頂位移加載至3.0Δy時(shí)，梁翼緣根部表面浮銹開始起皮、脫落，當(dāng)加載到5.75Δy時(shí)，節(jié)點(diǎn)區(qū)域加載側(cè)及非加載側(cè)柱翼緣和梁連接端板呈現(xiàn)明顯變形，向外鼓曲成括號(hào)狀；加載至6.0Δy時(shí)，試件整體側(cè)移較大，此時(shí)承載力下降至峰值荷載的91.1%，試驗(yàn)結(jié)束。

2) 試件JD2與試件JD4在試驗(yàn)加載過程中的破壞現(xiàn)象較為相似，以JD2為例：當(dāng)柱的頂部位移加載至1.75Δy時(shí)，節(jié)點(diǎn)核心區(qū)域混凝土表面出現(xiàn)可見交叉裂縫；當(dāng)加載到2.25Δy時(shí)，梁上翼緣開始出現(xiàn)輕微屈曲，加載至4.25Δy時(shí)，梁上、下翼緣均出現(xiàn)明顯屈曲現(xiàn)象，且腹板鼓曲，加載至5.0Δy時(shí)，梁翼緣及腹板屈曲嚴(yán)重，節(jié)點(diǎn)區(qū)域混凝土裂縫寬度微小，加載過程中混凝土裂縫寬度、長度略有增加，試驗(yàn)荷載下降至峰值荷載的84.9%，試驗(yàn)結(jié)束。

3) 當(dāng)試件JD3柱頂位移加載到1.5Δy時(shí)，節(jié)點(diǎn)區(qū)混凝土表面出現(xiàn)兩條可見交叉裂縫；加載至2.75Δy時(shí)，增加多條交叉裂縫；加載至3.75Δy時(shí)，節(jié)點(diǎn)核心區(qū)混凝土層開始脫落，加載至4.75Δy時(shí)，節(jié)點(diǎn)核心區(qū)域混凝土脫落急劇加重，節(jié)點(diǎn)域部分連接系桿斷裂，失去拉結(jié)作用；加載至5.0Δy時(shí)，節(jié)點(diǎn)核心區(qū)域混凝土成塊掉落，小梁下翼緣出現(xiàn)輕微屈曲現(xiàn)象，試驗(yàn)荷載下降到峰值荷載的84.6%，試驗(yàn)結(jié)束。

圖4 試件破壞形態(tài)Fig.4 Failure mode of beam-column joints

2.2 各試件破壞形態(tài)對(duì)比分析

1) 試件JD1發(fā)生節(jié)點(diǎn)區(qū)端板和柱翼緣鼓曲破壞，主要原因?yàn)樵嚰O(shè)計(jì)時(shí)柱腹板兩側(cè)未焊接連接系桿，以驗(yàn)證連接系桿的設(shè)置在構(gòu)件受荷過程中，限制柱翼緣局部屈曲變形方面的貢獻(xiàn)。

2) 試件JD2及試件JD4破壞特征主要表現(xiàn)為梁翼緣、腹板均出現(xiàn)嚴(yán)重屈曲，節(jié)點(diǎn)區(qū)域除混凝土表面出現(xiàn)微小交叉裂縫外，整體基本完好，隨著軸壓比的增加，試件的損傷程度無明顯增加，表明在本試驗(yàn)的軸壓比變化范圍內(nèi)，節(jié)點(diǎn)的損傷程度不隨軸壓比的變化而呈現(xiàn)明顯變化。

3) 試件JD3破壞特征為節(jié)點(diǎn)核心區(qū)混凝土成塊掉落，節(jié)點(diǎn)域系桿斷裂，失去拉結(jié)作用，節(jié)點(diǎn)核心區(qū)破壞嚴(yán)重，小梁下翼緣出現(xiàn)一定程度屈曲現(xiàn)象，究其原因主要為大、小梁存在高差減弱框架梁對(duì)節(jié)點(diǎn)核心區(qū)的約束所致，表明改變柱一側(cè)梁的截面尺寸會(huì)造成試件破壞形態(tài)明顯不同。

3 試驗(yàn)結(jié)果及分析

3.1 試件滯回曲線及骨架曲線

試件JD1～試件JD4柱頂荷載-位移滯回曲線、骨架曲線分別如圖5、圖6所示。

由圖5可知，PEC柱-型鋼梁框架中節(jié)點(diǎn)滯回曲線形態(tài)基本一致，總體都呈極為豐滿的紡錘形，具有典型的鋼結(jié)構(gòu)框架節(jié)點(diǎn)受力特征，并具備很好的變形能力及耗能性能。試件加載初期，P-Δ滯回曲線力與位移呈線性關(guān)系，表明試件處于彈性工作階段，在此階段，卸載過程中幾乎沒有殘余變形，剛度退化不明顯，能耗極小；隨著試驗(yàn)載荷的增加，試件節(jié)點(diǎn)區(qū)域混凝土表面開始出現(xiàn)微小交叉裂縫，滯回曲線逐漸向位移軸傾斜，殘余變形很明顯，力與位移呈非線性關(guān)系，說明試件進(jìn)入彈塑性工作階段，剛度退化趨于明顯，滯回環(huán)包圍面積隨之增大并呈紡錘形，耗能出現(xiàn)明顯增加。進(jìn)入屈服工作階段后，試件加載方式按位移進(jìn)行控制，每級(jí)循環(huán)3次，同級(jí)位移下，每次位移循環(huán)荷載值均較上次循環(huán)荷載值有一定程度的降低，表明構(gòu)件存在強(qiáng)度退化現(xiàn)象。下面分析軸壓比和梁截面尺寸變化對(duì)試件滯回曲線及骨架曲線的影響：

圖5 荷載-位移滯回曲線Fig.5 Load-displacement hysterics loops of specimens

圖6 試件P-Δ骨架曲線Fig.6 P-Δ skeleton curves for the specimens

1) 由圖6可以看出，試件JD2、試件JD3、試件JD4均經(jīng)歷了彈性階段、彈塑性階段及破壞階段，達(dá)到試驗(yàn)峰值荷載后，均具有較長的水平屈服工作平臺(tái)，表明試件具有很好的變形性能。由于實(shí)驗(yàn)室試驗(yàn)?zāi)芰λ蓿嚰﨡D1破壞工作階段表現(xiàn)不明顯。

2) 比較圖5(b)、圖5(c)及圖5(d)可知，在本試驗(yàn)軸壓比范圍內(nèi)(試驗(yàn)軸壓比為0.25～0.35)，軸壓比增加后，滯回曲線變得進(jìn)一步飽滿，表明試件耗能能力有所提升；而改變柱一側(cè)梁截面尺寸后，滯回曲線包絡(luò)面積無明顯增加，表明梁截面尺寸變化對(duì)試件的耗能能力基本無影響。

3) 對(duì)比圖6中試件JD1、JD2及JD3骨架曲線可知，型鋼柱內(nèi)部填充混凝土后可明顯提升試件的初始剛度及承載力，軸壓比變化及改變柱一側(cè)梁截面尺寸對(duì)構(gòu)件的初始剛度及承載力的貢獻(xiàn)也較為明顯。

3.2 承載力及位移

試件所得各試驗(yàn)階段對(duì)應(yīng)的荷載及位移如表3所列，表中符號(hào)Pcr、Py、Pm、Pu分別代表開裂荷載、屈服荷載、峰值荷載、破壞荷載，其中試件破壞時(shí)荷載以峰值荷載的85%計(jì)，Δcr、Δy、Δm、Δu分別對(duì)應(yīng)試件開裂、屈服、峰值及破壞階段的位移值。由表3可知：

1) 對(duì)比試件JD1、JD2試驗(yàn)結(jié)果，表明型鋼柱內(nèi)填充混凝土后可明顯提升試件的承載力，屈服荷載、峰值荷載分別提升約47.9%、31.1%。

2) 試件JD2試驗(yàn)軸壓比為試件JD4的1.4倍，屈服荷載、峰值荷載分別提升約98%、58%。

3) 試件JD3大梁凈截面模量是試件JD2的2.7倍，而屈服荷載、峰值荷載分別提升約22%、14%。

4) 由此可知，在本試驗(yàn)的軸壓比變化范圍內(nèi)(試驗(yàn)軸壓比為0.25～0.35)，試件開裂荷載、屈服荷載、峰值荷載均隨軸壓比的增加而得到顯著提升；而相比于軸壓比變化對(duì)試件承載力的貢獻(xiàn)，改變PEC柱一側(cè)梁截面尺寸對(duì)梁柱組合件的承載力提高作用則較小。

表3 試件承載力及位移Table 3 Load carrying capacity and displacement of specimens

3.3 層間位移角及延性

對(duì)框架結(jié)構(gòu)進(jìn)行抗震設(shè)計(jì)時(shí)，延性性能判定，通常采用層間位移角及位移延性系數(shù)兩個(gè)指標(biāo)來衡量。層間位移角按下式計(jì)算，公式中H為層高，iΔ為水平加載各階段作用點(diǎn)至柱底鉸支座的距離，即：

本次試驗(yàn)試件的層間位移角及位移延性系數(shù)如表4所示，對(duì)比表4中試驗(yàn)結(jié)果可知：

1) 層間位移角在試件破壞時(shí)，介于1/28～1/21，遠(yuǎn)超過鋼筋混凝土框架及多高層鋼結(jié)構(gòu)彈塑性層間位移角限值1/50[15]，說明PEC柱-型鋼梁框架中節(jié)點(diǎn)屈服后，結(jié)構(gòu)抗倒塌能力較強(qiáng)。

2) PEC柱-型鋼梁節(jié)點(diǎn)位移延性系數(shù)4.47～5.30，普通型鋼混凝土框架節(jié)點(diǎn)的位移延性系數(shù)為4～4.8[16]，說明PEC柱-型鋼梁框架中節(jié)點(diǎn)在變形性方面存在一定優(yōu)勢(shì)。

3) 對(duì)比試件JD1、JD2位移延性系數(shù)試驗(yàn)結(jié)果可知，型鋼柱內(nèi)部填充混凝土后對(duì)試件延性存在明顯影響，但相比鋼筋混凝土框架節(jié)點(diǎn)試驗(yàn)測(cè)得的位移延性系數(shù)均小于2.0來說，PEC柱-型鋼梁框架中節(jié)點(diǎn)變形能力比普通鋼筋混凝土框架節(jié)點(diǎn)強(qiáng)很多。

4) 試件JD2試驗(yàn)軸壓比為試件JD4的1.4倍，而位移延性系數(shù)是試件JD4的84.3%。

5) 試件JD3大梁凈截面模量為試件JD2的2.7倍，而位移延性系數(shù)是試件JD2的111%。

6) 在本試驗(yàn)軸壓比變化范圍內(nèi)(試驗(yàn)軸壓比為0.25～0.35)，隨著軸壓比增加，試件延性性能有所下降，下降約15.7%；而改變PEC柱一側(cè)梁截面尺寸后梁柱組合件延性性能有所提升，提升約11%。

3.4 等效黏滯阻尼系數(shù)

文獻(xiàn)[17]指出：等效黏滯阻尼系數(shù)he可用來衡量試件的耗能能力，求得本試驗(yàn)各試件框架中節(jié)點(diǎn)的等效黏滯阻尼系數(shù)如表5所示，屈服、峰值和破壞荷載時(shí)，等效黏滯阻尼系數(shù)分別用hey、heu、hem表示，由表5可知：

1) PEC柱-型鋼梁框架中節(jié)點(diǎn)破壞時(shí)，等效黏滯阻尼系數(shù)位于0.537～0.610，而普通鋼筋混凝土僅約為0.1，說明PEC柱-型鋼梁框架中節(jié)點(diǎn)較普通鋼筋混凝土框架節(jié)點(diǎn)耗能能力相比優(yōu)勢(shì)明顯。

2) 對(duì)比試件JD1、JD2試驗(yàn)結(jié)果可知，試件JD2屈服荷載、峰值荷載和破壞荷載對(duì)應(yīng)的等效黏滯阻尼系數(shù)是JD1的87%、91%、98%，說明型鋼柱內(nèi)部填充混凝土后對(duì)試件的耗能能力影響不大。

3) 試件JD2試驗(yàn)軸壓比取試件JD4的1.4倍，而破壞荷載時(shí)，所對(duì)應(yīng)的等效黏滯阻尼系數(shù)是試件JD4的1.16倍。

4) 試件JD3大梁凈截面模量是試件JD2的2.7倍，而破壞荷載時(shí)等效黏滯阻尼系數(shù)是試件JD2的0.98倍。

5) 在本試驗(yàn)的軸壓比變化范圍內(nèi)（試驗(yàn)軸壓比為0.25～0.35），隨著軸壓比增加，試件的耗能能力有所增加，增加約11.6%，而改變PEC柱一側(cè)梁的截面尺寸對(duì)梁柱組合件的耗能影響較小。

表4 層間位移角及延性系數(shù)Table 4 Inter-story drift and ductility

表5 等效黏滯性阻尼系數(shù)Table 5 Equivalent viscous damping coefficients of specimens

3.5 強(qiáng)度退化

在進(jìn)行結(jié)構(gòu)抗震設(shè)計(jì)時(shí)，衡量抗震性能優(yōu)劣的另一重要指標(biāo)為循環(huán)往復(fù)加載過程中節(jié)點(diǎn)強(qiáng)度退化的情況。強(qiáng)度退化計(jì)算方法為：同一級(jí)位移控制下，第n次循環(huán)及第1次循環(huán)分別對(duì)應(yīng)的最大荷載之比，以Pn/P1來表示，試件強(qiáng)度退化情況見圖7。

對(duì)圖7分析可知，隨試驗(yàn)加載位移不斷增加，強(qiáng)度退化逐漸加重，說明在循環(huán)荷載過程中，試件產(chǎn)生不可恢復(fù)的損傷，但總體而言，各試件強(qiáng)度退化均大于0.95，退化幅度并不大，說明PEC柱-型鋼梁中節(jié)點(diǎn)的抗震能力較好；對(duì)比圖7(b)、圖7(c)及圖7(d)發(fā)現(xiàn)，軸壓比變化、改變梁截面尺寸對(duì)PEC柱-型鋼梁中節(jié)點(diǎn)強(qiáng)度退化規(guī)律均未產(chǎn)生明顯影響。

圖7 強(qiáng)度退化Fig.7 Strength degradation

3.6 剛度退化

試件剛度計(jì)算時(shí)可取割線剛度，即每次循環(huán)加載過程中，峰值荷載與相應(yīng)位移的比值。各試件剛度退化如圖8所示。試件剛度隨著正、負(fù)方向循環(huán)加載位移的增加而逐漸呈下降趨勢(shì)，各試件正負(fù)方向初始剛度存在一定差異，究其原因?yàn)椋涸嚰虞d過程中，損傷不斷累積及試件制作誤差所致。各試件剛度退化表現(xiàn)為：試驗(yàn)開始階段比較陡峭，剛度退化較快，后期則逐漸趨于平緩，由此可知，軸壓比及柱一側(cè)梁截面尺寸的改變對(duì)試件剛度退化規(guī)律無明顯影響。對(duì)比圖8各試件剛度退化曲線可知：

1) 型鋼柱內(nèi)部填充混凝土后，試件的初始剛度得到較大提升，初始剛度增加約40%。

2) 試件JD2試驗(yàn)軸壓比取值為試件JD4的1.4倍，初始剛度大幅度提升約92%。

3) 試件JD3大梁凈截面模量是試件JD2的2.7倍，初始剛度提升約30%。

4) 在本試驗(yàn)的軸壓比變化范圍內(nèi)(試驗(yàn)軸壓比為0.25～0.35)，軸壓比的增加，對(duì)試件初始剛度的提升效果顯著，改變柱一側(cè)梁的截面尺寸對(duì)梁柱組合件的初始剛度提高作用也較明顯。

圖8 剛度退化Fig.8 Stiffness degradation

3.7 節(jié)點(diǎn)域力學(xué)機(jī)理分析

試件JD2及試件JD3在豎向荷載和水平荷載作用下，節(jié)點(diǎn)域受力情況如圖9所示，考慮梁端彎矩對(duì)節(jié)點(diǎn)域剪力的影響，剪力計(jì)算簡圖如圖10所示。

圖9 節(jié)點(diǎn)受力示意圖Fig.9 Force distribution of joints

圖10 節(jié)點(diǎn)剪力計(jì)算簡圖Fig.10 Shear calculation diagram of joints

試件在彈性工作階段，節(jié)點(diǎn)核心區(qū)型鋼與混凝土間整體工作較好且剪力完全由型鋼腹板與混凝土承擔(dān)，此時(shí)，試件JD2、試件JD3在A-A截面和B-B截面處受到的水平剪力如下式(1)：

4 結(jié)論

通過3個(gè)PEC柱-型鋼梁中節(jié)點(diǎn)及1個(gè)鋼框架梁柱中節(jié)點(diǎn)對(duì)比試件的低周往復(fù)加載試驗(yàn)，根據(jù)對(duì)試驗(yàn)現(xiàn)象及試驗(yàn)數(shù)據(jù)的對(duì)比分析，得到如下結(jié)論：

(1) 鋼框架梁柱中節(jié)點(diǎn)發(fā)生節(jié)點(diǎn)區(qū)端板和柱翼緣鼓曲破壞，對(duì)比已有研究成果，表明連接系桿在限制柱翼緣局部屈曲變形方面作用突出；PEC柱?型鋼梁中節(jié)點(diǎn)滯回曲線呈紡錘形，具有鋼框架節(jié)點(diǎn)的力學(xué)特性。

(2) 在本試驗(yàn)軸壓比范圍內(nèi)(軸壓比試驗(yàn)值為0.25～0.35)，PEC柱-等截面型鋼梁中節(jié)點(diǎn)均發(fā)生梁彎曲破壞，損傷程度無明顯變化；而PEC柱-變截面型鋼梁中節(jié)點(diǎn)發(fā)生節(jié)點(diǎn)區(qū)核心區(qū)剪切破壞，表明改變柱一側(cè)梁的截面尺寸對(duì)試件破壞形態(tài)產(chǎn)生明顯影響。

(3) PEC柱-型鋼梁中節(jié)點(diǎn)由于型鋼柱內(nèi)部填充混凝土，試件的初始剛度、承載力分別增加約40%、31.1%，且試件仍具有較好的延性性能及耗能能力。

(4) 在本試驗(yàn)軸壓比范圍內(nèi)(軸壓比試驗(yàn)值為0.25～0.35)，隨著軸壓比增加，試件屈服及峰值荷載均顯著增加，分別提升約98%、58%。延性性能有所下降，下降約15.7%；耗能能力有所提升，提升約11.6%。

(5) PEC柱-型鋼梁中節(jié)點(diǎn)改變柱一側(cè)梁截面尺寸后，試件的屈服荷載、峰值荷載分別提升約22%、14%，延性性能提升約11%；對(duì)構(gòu)件節(jié)點(diǎn)耗能能力、強(qiáng)度及剛度退化規(guī)律無明顯影響。但PEC柱-變截面型鋼梁中節(jié)點(diǎn)發(fā)生節(jié)點(diǎn)區(qū)核心區(qū)剪切破壞，主要原因?yàn)楦淖円粋?cè)梁截面高度后，造成節(jié)點(diǎn)域輸入剪力增大所致。按常規(guī)節(jié)點(diǎn)設(shè)計(jì)的變截面梁中節(jié)點(diǎn)不能滿足“強(qiáng)節(jié)點(diǎn)弱構(gòu)件”的抗震設(shè)計(jì)基本要求，在進(jìn)行工程設(shè)計(jì)時(shí)應(yīng)予以重視。