采用單側(cè)角鋼的梁柱可更換連接件抗震性能試驗(yàn)研究

孫東德，楊 勇,2，馬銀科，周會垚，薛亦聰，于云龍,2

(1. 西安建筑科技大學(xué)土木工程學(xué)院，陜西，西安 710054；2. 西安建筑科技大學(xué)結(jié)構(gòu)工程與抗震教育部重點(diǎn)實(shí)驗(yàn)室，陜西，西安 710055)

可更換結(jié)構(gòu)體系是指將結(jié)構(gòu)某部位削弱或設(shè)置延性耗能構(gòu)件，并與主體結(jié)構(gòu)通過方便拆卸的方式連接，在地震作用下，控制破壞集中于此處，從而保護(hù)主體結(jié)構(gòu)不受破壞或只受微小破壞，震后只需更換該構(gòu)件即可恢復(fù)結(jié)構(gòu)的功能[1]。

近年眾多國內(nèi)外學(xué)者開展了可更換結(jié)構(gòu)的相關(guān)研究，目前已取得了良好的進(jìn)展。紀(jì)曉東等[2 ? 6]對采用端板連接、全螺栓拼接板連接等4種不同形式的可更換鋼連梁進(jìn)行了研究，結(jié)果表明可更換連梁具有良好的滯回耗能能力且震后方便更換。王晨[7]、歐進(jìn)萍等提出了一種用于裝配式鋼結(jié)構(gòu)中的預(yù)制裝配梁端鋼板耗能鉸節(jié)點(diǎn)，通過擬靜力試驗(yàn)和數(shù)值模擬對該種新型節(jié)點(diǎn)進(jìn)行了研究，結(jié)果表明對于采用該種耗能鉸節(jié)點(diǎn)的結(jié)構(gòu)可實(shí)現(xiàn)震時(shí)變形和耗能集中于節(jié)點(diǎn)鋼板，震后更換鋼板實(shí)現(xiàn)結(jié)構(gòu)功能的恢復(fù)。

在可更換結(jié)構(gòu)體系的基礎(chǔ)上，將自復(fù)位功能引入其中逐漸成為研究的熱點(diǎn)[8]。自復(fù)位結(jié)構(gòu)的主要思想為利用預(yù)應(yīng)力鋼絞線連接各結(jié)構(gòu)構(gòu)件并提供地震恢復(fù)力；前期在結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)中設(shè)置轉(zhuǎn)動面和耗能構(gòu)件，地震時(shí)通過轉(zhuǎn)動面的轉(zhuǎn)動和耗能構(gòu)件的塑性變形來耗散地震能量，通過預(yù)應(yīng)力鋼絞線提供的預(yù)應(yīng)力使得結(jié)構(gòu)恢復(fù)到原有狀態(tài)。

對于可更換自復(fù)位梁柱節(jié)點(diǎn)，Ricles等[9]率先提出了一種自復(fù)位梁柱節(jié)點(diǎn)并進(jìn)行了相關(guān)研究，結(jié)果表明該節(jié)點(diǎn)具有良好的抗震性能且具有良好的自復(fù)位能力。國外學(xué)者在該梁柱節(jié)點(diǎn)的基礎(chǔ)上對設(shè)置在梁柱連接處的摩擦阻尼器進(jìn)行了眾多創(chuàng)新性設(shè)計(jì)[10 ? 12]。

同時(shí)，國內(nèi)眾多學(xué)者近年來在自復(fù)位梁柱節(jié)點(diǎn)方面也開展了相應(yīng)的研究。鄒昀等[13]提出了一種采用“干式”拼接方法且通過預(yù)應(yīng)力筋提供自復(fù)位能力的裝配式框架節(jié)點(diǎn)。通過ABAQUS數(shù)值模擬分析，表明預(yù)應(yīng)力筋數(shù)量和張拉應(yīng)力對該節(jié)點(diǎn)抗震性能影響大，該研究成果對裝配式框架的推廣應(yīng)用有一定指導(dǎo)意義。李燦軍等[14]提出了在梁柱節(jié)點(diǎn)中引入NAO摩擦耗能器和超彈性形狀記憶合金(SMA)桿，形成摩擦耗能型SMA桿自復(fù)位梁柱節(jié)點(diǎn)，有效解決了傳統(tǒng)梁柱節(jié)點(diǎn)震后殘余變形較大和耗能較低的問題。錢輝等[15]提出了基于超彈性SMA筋的功能自恢復(fù)梁柱節(jié)點(diǎn)，通過OpenSees軟件建立節(jié)點(diǎn)有限元模型進(jìn)行了數(shù)值分析，并與現(xiàn)有試驗(yàn)結(jié)果進(jìn)行了對比，結(jié)果表明該模型能較好地模擬自復(fù)位SMA筋節(jié)點(diǎn)在低周往復(fù)荷載作用力下的“雙旗形”滯回性能。朱麗華等[16]開展一種腹板摩擦式自復(fù)位圓鋼管混凝土柱-鋼梁連接節(jié)點(diǎn)的抗震性能試驗(yàn)，研究結(jié)果表明該種連接節(jié)點(diǎn)具有良好的耗能和自復(fù)位能力，且自復(fù)位能力隨鋼絞線預(yù)應(yīng)力的增大而提高，節(jié)點(diǎn)耗能能力隨腹板摩擦裝置螺栓的預(yù)緊力的增大而提高。國內(nèi)學(xué)者蔡小寧等[17]開展采用角鋼耗能的預(yù)應(yīng)力自復(fù)位混凝土框架結(jié)構(gòu)(PTED結(jié)構(gòu))的抗震性能研究，通過對5個(gè)PTED節(jié)點(diǎn)的加載試驗(yàn)并結(jié)合數(shù)值模擬可知：采用角鋼的試件耗能能力明顯增強(qiáng)，且仍具有良好的自復(fù)位能力。

以上研究均表明可更換自復(fù)位框架梁柱節(jié)點(diǎn)具有優(yōu)越的性能。但是如何創(chuàng)新性的設(shè)計(jì)梁柱連接件和可更換耗能件兩者之間以及兩者與相鄰構(gòu)件的連接方式，使連接件安全有效的連接結(jié)構(gòu)中的梁與柱，并使塑性變形集中于可更換耗能件，是一個(gè)值得研究的問題。本文結(jié)合國內(nèi)外學(xué)者可更換體系中“保險(xiǎn)絲”的理念，提出一種采用單側(cè)角鋼的梁柱可更換連接件；即在梁端與柱連接處設(shè)置鋼連接件，通過可更換角鋼連接鋼梁端板與連接件翼緣，并在梁端剪切板與連接件腹板處設(shè)置摩擦耗能黃銅片，同時(shí)在連接件及鋼梁內(nèi)部張拉預(yù)應(yīng)力鋼絞線以增強(qiáng)節(jié)點(diǎn)的連接。此種連接形式在設(shè)計(jì)理念上相對于既有研究學(xué)者提出的單純摩擦節(jié)點(diǎn)或單純角鋼節(jié)點(diǎn)相比，同時(shí)間兼具角鋼提供的屈服耗能以及黃銅板提供的摩擦耗能，從而有效提高節(jié)點(diǎn)的耗能能力。此外由于預(yù)應(yīng)力鋼絞線提供的自復(fù)位力使得該種連接節(jié)點(diǎn)在外部作用下可復(fù)位至初始位置從而方便更換受損構(gòu)件達(dá)到結(jié)構(gòu)性能可恢復(fù)的設(shè)計(jì)目標(biāo)。由于連接件相對獨(dú)立，其在鋼結(jié)構(gòu)、混凝土結(jié)構(gòu)和組合結(jié)構(gòu)中均可適用；同時(shí)單側(cè)角鋼的設(shè)置有效避免了對節(jié)點(diǎn)上側(cè)樓板系統(tǒng)布置的影響。該種帶單側(cè)角鋼的梁柱可更換連接件經(jīng)合理設(shè)計(jì)與控制，可以很好實(shí)現(xiàn)“中震復(fù)位，大震更換”機(jī)制，為性能化抗震設(shè)計(jì)提供參考。

為研究該種新型梁柱連接件的抗震性能，本文對8個(gè)可更換梁柱連接件進(jìn)行了低周往復(fù)試驗(yàn)。研究連接件的破壞形態(tài)、滯回曲線、骨架曲線、耗能能力、剛度退化、預(yù)應(yīng)力筋索力分析和殘余變形與自復(fù)位能力，以及是否設(shè)置角鋼、連接件翼緣厚度、更換角鋼前后以及更換不同厚度的角鋼對連接件抗震性能的影響。

1 試驗(yàn)方案

1.1 試件設(shè)計(jì)

本文共進(jìn)行了8個(gè)試件的低周反復(fù)試驗(yàn)。由于雙側(cè)角鋼的設(shè)置對于連接件節(jié)點(diǎn)上部樓板的布置存在一定程度的影響，故本文重點(diǎn)研究僅連接件下部翼緣設(shè)置角鋼試件的抗震性能，試件C3、C4-1、C4-2、C6-1和C6-2為單側(cè)設(shè)置角鋼；同時(shí)，設(shè)計(jì)雙側(cè)角鋼對比試件C2研究單側(cè)、雙側(cè)布置角鋼對抗震性能的影響；以及設(shè)計(jì)未設(shè)置角鋼對比試件C1、C5研究角鋼對抗震性能的影響。

各試件均由4大部件組成，分別為不可更換段鋼梁、梁柱鋼連接件、可更換角鋼和地梁；不同部件之間采用高強(qiáng)螺栓或螺桿進(jìn)行連接，梁段整體采用預(yù)應(yīng)力鋼絞線連接，如圖1所示。

圖1 試件三維示意圖Fig.1 Schematic view of specimen

不可更換段鋼梁截面尺寸為450 mm×250 mm×10 mm×20 mm，長度為2000 mm。連接件依據(jù)設(shè)計(jì)參數(shù)不同采用2種形式，其翼緣厚度分別為20 mm和30 mm?？筛鼡Q角鋼采用∟160×10和∟160×14兩種規(guī)格。各試件設(shè)置4根1*7-15.24-1860預(yù)應(yīng)力鋼絞線，每根鋼絞線施加100 kN(714.3 MPa)初始預(yù)應(yīng)力。在鋼梁剪切板與連接件腹板兩側(cè)之間設(shè)置H62型黃銅板作為摩擦耗能元件(摩擦系數(shù)取0.3)，并通過12.9級M20高強(qiáng)螺栓連接，各螺栓均施加350 N·m預(yù)緊力矩，即單個(gè)螺栓提供正應(yīng)力110 MPa，滑動摩擦力23.3 kN。各試件的主要參數(shù)詳見表1，截面尺寸及構(gòu)造詳見圖2，各試件所用材料的性能參數(shù)詳見表2。

表1 試件主要參數(shù)Table 1 Parameters of specimens

表2 材料力學(xué)性能參數(shù)Table 2 Mechanical properties of materials

1.2 加載方案及測點(diǎn)布置

加載裝置如圖3所示，水平荷載由2500 kN電液伺服作動器施加，加載點(diǎn)兩側(cè)設(shè)置側(cè)向支撐，防止試件平面外失穩(wěn)。加載全程采用位移控制，位移12.5 mm(0.67%位移角)前每級循環(huán)1次，之后每級循環(huán)3次，當(dāng)水平承載力降至峰值荷載的85%或鋼絞線預(yù)應(yīng)力達(dá)到屈服荷載約230 kN(1642.9 MPa)時(shí)停止加載。試件C1、C2、C3和C5只進(jìn)行1次加載，試件C4和C6分別加載至位移為18.7 mm(1.00%位移角)和93.5 mm(5.00%位移角)時(shí)，將作動器位移回至初始位置歸零，通過扭矩扳手卸除角鋼螺栓，電動切割機(jī)切斷預(yù)應(yīng)力筋后，對試件C4-1與C6-1的受損角鋼及預(yù)應(yīng)力筋進(jìn)行更換，構(gòu)成試件C4-2與C6-2。一次加載后兩試件的連接件翼緣變形較小即殘余變形較小，且由于角鋼上設(shè)置的螺栓個(gè)數(shù)較少，故整個(gè)更換流程較快，平均更換時(shí)間約為0.3 h。隨后按與更換前完全相同的方式進(jìn)行二次加載，加載制度見圖4。

圖3 加載裝置示意圖Fig.3 Test setup

圖4 加載制度Fig.4 Loading protocol

各試件在加載點(diǎn)水平布置磁導(dǎo)軌位移計(jì)，測量水平荷載作用下的位移，以此繪制荷載-位移滯回曲線；在不可更換段鋼梁下端板兩端對稱布置位移計(jì)測量法相位移，以此計(jì)算相對轉(zhuǎn)角；在地梁處布置位移計(jì)測量試件加載過程中是否發(fā)生相對滑動。在鋼梁上端板各根預(yù)應(yīng)力鋼絞線錨固處設(shè)置壓力傳感器，測量加載過程中預(yù)應(yīng)力的變化。

2 試驗(yàn)結(jié)果及分析

2.1 試驗(yàn)現(xiàn)象

2.1.1 試件C1和C5

試件C1和C5為未設(shè)置角鋼試件，在位移為12.5 mm(0.67%位移角)之前均處于彈性狀態(tài)，無明顯現(xiàn)象。此后，不可更換段鋼梁端板與連接件之間開始出現(xiàn)可見縫隙，且隨位移角增大而增加。在隨后的加載過程中，試件剪切板與黃銅片發(fā)生摩擦耗能發(fā)出蹭蹭的聲音，同時(shí)伴有少量鐵屑掉落。當(dāng)加載至位移為18.7 mm(1.00%位移角)時(shí)，試件C1和C5連接件翼緣與鋼梁端板豎脫開約2.5 mm和3.5 mm，通關(guān)激光測量儀觀測到試件C1連接件翼緣上側(cè)開始出現(xiàn)外擴(kuò)現(xiàn)象。逐級加載至位移為37.4 mm(2.00%位移角)時(shí)，試件C1連接件兩側(cè)翼緣外擴(kuò)約2 mm，試件C5開始出現(xiàn)外擴(kuò)現(xiàn)象。加載至位移為93.5 mm(5.00%位移角)時(shí)，試件C1和C5連接件翼緣外擴(kuò)增加至約12 mm和3 mm，兩試件翼緣與鋼梁端板脫開距離進(jìn)一步增大至約20 mm。此時(shí)，試件C1兩側(cè)翼緣中部出現(xiàn)內(nèi)縮的趨勢，且隨加載位移增大而越加明顯。當(dāng)試件C1和C5加載至位移為133.6 mm(7.14%位移角)時(shí)，兩試件鋼絞線預(yù)應(yīng)力超過屈服值230 kN(1642.9 MPa)，此時(shí)停止加載。各試件最終破壞形態(tài)如圖5所示。

2.1.2 試件C2、C3、C4-1、C4-2、C6-1和C6-2

試件C-3、C4-1、C4-2、C6-1和C6-2均為單側(cè)設(shè)置角鋼試件，試件C2為雙側(cè)設(shè)置角鋼試件，其縫隙發(fā)展和破壞過程與試件C1和C5總體比較相似，主要區(qū)別有：

1) 當(dāng)加載至位移為位移為12.5 mm(0.67%位移角)和18.7 mm(1.00%位移角)時(shí)，試件C2、C3、C4-1、C4-2和C6-1、C6-2的不可更換段鋼梁端板與連接件翼緣處的角鋼間出現(xiàn)約2 mm縫隙，此時(shí)角鋼上肢應(yīng)變量測值大于屈服值并有少量鐵屑掉落，表明角鋼開始開合耗能。

2) 對于單側(cè)設(shè)置角鋼的各試件，加載過程中未設(shè)置角鋼側(cè)的連接件翼緣外擴(kuò)程度明顯大于設(shè)置角鋼側(cè)。試件C4-1加載至位移為18.7 mm(1.00%位移角)時(shí)，東、西兩側(cè)翼緣外擴(kuò)約2 mm和1 mm，此時(shí)停止加載；試件C6-1加載至位移為93.5 mm(5.00%位移角)時(shí)，東、西兩側(cè)連接件翼緣外擴(kuò)約4.5 mm和1.5 mm，兩試件在較小的殘余變形下均可方便快捷的更換受損角鋼。

3) 對于雙側(cè)設(shè)置角鋼的試件C2，由于角鋼的限制作用，加載位移62.3 mm(3.33%位移角)之前連接件兩側(cè)翼緣均未發(fā)生明顯的外擴(kuò)現(xiàn)象；在后期較大的加載位移下，由于角鋼的限制作用有限，連接件翼緣也出現(xiàn)了明顯的外擴(kuò)現(xiàn)象，但其外擴(kuò)程度小于未設(shè)置角鋼試件C1。

4) 各試件加載至位移為37.4 mm(2.00%位移角)時(shí)，其角鋼上、下肢均發(fā)生明顯的彎曲變形，表明其已完全進(jìn)行塑性變形耗能。各試件最終破壞形態(tài)如圖5所示，局部破壞形態(tài)如圖6所示。

圖5 各試件最終破壞圖Fig.5 Final failure modes of specimens

圖6 局部破壞形態(tài)Fig.6 Local failure modes of connector

2.2 荷載-位移滯回曲線

根據(jù)試驗(yàn)記錄的實(shí)測水平荷載-頂點(diǎn)位移繪制出各試件的滯回曲線如圖7所示。由圖可知：

圖7 滯回曲線Fig.7 Hysteretic curves

1) 在不可更換段鋼梁端板與連接件脫開之前各試件均處于彈性階段，滯回曲線趨近于直線，滯回環(huán)面積狹小，耗散能量有限。在隨后循環(huán)荷載作用下，各試件滯回曲線開始偏離直線，面積逐漸增大并逐漸呈現(xiàn)出典型的“雙旗幟”形，此時(shí)節(jié)點(diǎn)具有較強(qiáng)的自復(fù)位能力。各試件荷載為零時(shí)仍有較小的位移，表明試件開始出現(xiàn)殘余變形，加載后期荷載提升緩慢，殘余變形逐漸增加。

2) 由圖7(d)和圖7(e)可知，試件C4-1和C4-2的滯回曲線在加載位移18.7 mm(1.00%位移角)之前表現(xiàn)出明顯的推、拉兩側(cè)不對稱現(xiàn)象，試件C3的滯回曲線也呈現(xiàn)出相同的趨勢；而無角鋼試件C1和雙側(cè)角鋼試件C2在此加載位移前的滯回曲線卻較為對稱；同時(shí)，結(jié)合試件C3、C4-1和C4-2的骨架曲線可知，在加載位移18.7 mm(1.00%位移角)前，推、拉兩側(cè)各級加載位移下的特征點(diǎn)絕對值差異均達(dá)到20%以上。表明單側(cè)角鋼的設(shè)置在加載前期會造成試件推、拉兩側(cè)性能的差異。由Garlock等[19]提出的角鋼理論可知，角鋼張開閉合提供的承載力和耗能是不同的；故隨著加載位移的增大，角鋼完全屈服后，其對試件推、拉兩側(cè)荷載-位移曲線的差異逐漸減小。

3) 由圖7(g)和圖7(h)可知，試件C6-1和C6-2的滯回曲線同樣呈現(xiàn)出推、拉兩側(cè)不對稱現(xiàn)象。同時(shí)，相對于更換前設(shè)置10 mm厚角鋼試件，更換后設(shè)置14 mm厚角鋼試件推側(cè)峰值荷載明顯提高，滯回環(huán)更加飽滿，表明對于設(shè)置單側(cè)角鋼的試件，增加角鋼厚度可有效提高抗震性能。

4) 對比試件C1和C5的滯回曲線可知，厚翼緣連接件較薄翼緣連接件的承載力有一定提高，但這種提高作用并不明顯，表明增厚連接段翼緣對試件抗震性能提升有限。

3 新型可更換連接件抗震性能分析

3.1 骨架曲線及特征點(diǎn)

各試件骨架曲線見圖8，特征點(diǎn)數(shù)據(jù)見表3。取可更換角鋼上肢或下肢達(dá)到屈服狀態(tài)時(shí)對應(yīng)的位移為設(shè)置角鋼試件的整體屈服點(diǎn)。由圖8(a)可知，各級位移下承載力呈現(xiàn)出雙側(cè)角鋼試件C2>單側(cè)角鋼試件C3>無角鋼試件C1的趨勢；試件C2的峰值荷載分別比C3和C1提高10.1%和17.9%，表明設(shè)置角鋼對試件的承載力有一定的提升作用，且隨設(shè)置角鋼數(shù)量的增多而增大。單側(cè)角鋼試件C3的骨架曲線大致介于兩者中間，其在提高承載力的同時(shí)亦具有不影響梁上部樓板構(gòu)件安裝的優(yōu)勢。

圖8 骨架曲線Fig.8 Skeleton curves

表3 各試件的特征點(diǎn)Table 3 Characteristic points of each specimen

由圖8(b)可知，加載位移18.7 mm(1.00%位移角)前，由于耗能黃銅片磨損有限且預(yù)應(yīng)力損失較小，試件C4-1與C4-2的骨架曲線基本重合，故可實(shí)現(xiàn)震后更換角鋼構(gòu)件從而達(dá)到抗震性能恢復(fù)的目標(biāo)。對比試件C4-2與C3可知，震后更換受損角鋼與預(yù)應(yīng)力鋼絞線后，其峰值荷載與未更換試件相差較小。注意到試件C4-2在加載后期，由于連接件損傷的積累，其腹板與翼緣焊縫處發(fā)生斷裂而導(dǎo)致承載力下降。

《建筑抗震設(shè)計(jì)規(guī)范》[20]中規(guī)定對于多、高層鋼結(jié)構(gòu)在罕遇地震作用下薄弱層的彈塑性變形驗(yàn)算時(shí)彈塑性層間位移角限值為1/50(2.00%)。結(jié)合表3和圖8(c)可知，對于采用30 mm翼緣連接件的試件，更換后采用14 mm厚角鋼試件C6-2比更換前采用10 mm厚角鋼試件C6-1和無角鋼試件C5的峰值荷載分別提高20.7%和24.9%，表明罕遇地震后更換更厚的角鋼可有效提高試件承載力，彌補(bǔ)震時(shí)連接件及黃銅板受到損傷而造成的缺陷，達(dá)到抗震性能的超越，進(jìn)而實(shí)現(xiàn)“大震更換”的機(jī)制。

由圖8(d)可知，對于未布置角鋼的試件，連接件翼緣厚度增加10 mm，試件的承載力提升幅度僅為6.5%。

3.2 耗能性能

各試件的耗能如表4所示。對比試件C1、C3和C5、C6-2可知，單側(cè)設(shè)置角鋼對20 mm和30 mm翼緣連接件的耗能分別提升11.1%和6%，表明單側(cè)設(shè)置可更換角鋼試可提高試件的耗能性能，且這種提升作用對薄翼緣連接件試件更為明顯。試件C2的總耗能比C3僅提升4.3%，表明雙側(cè)設(shè)置角鋼雖可提升耗能能力，但效果微弱。在實(shí)際工程應(yīng)用中，單側(cè)角鋼的設(shè)置不影響梁上樓板系統(tǒng)的布置，故從耗能的角度來看，單側(cè)設(shè)置角鋼相對雙側(cè)設(shè)置角鋼在不顯著降低耗能的前提下，具有方便施工的優(yōu)點(diǎn)。對比試件C1、C5和C3、C6-1可知，增加連接件翼緣厚度可分別提高試件11.4%和7.8%的總耗能，由于角鋼的設(shè)置限制了部分翼緣的外擴(kuò)耗能，故試件C6-1對C3的提升相對較小。對比試件C5、C6-1和C6-2可知，試件C6-2在加載位移124.7 mm(6.67%位移角)和93.5 mm(5.00%位移角)時(shí)，分別比試件C5和C6-1的總耗能提升6.0%和14.1%，表明增加角鋼厚度可提高試件的耗能，且更換后采用更厚的角鋼可有效抵消黃銅片的磨損與連接件的損傷而導(dǎo)致的耗能能力下降。

表4 各試件耗能 /JTable 4 Energy dissipation of specimens

等效粘滯阻尼系數(shù)是滯回環(huán)飽滿度的量化體現(xiàn)，采用等效粘滯阻尼系數(shù)來表示，計(jì)算理論見圖9，計(jì)算式如下：

圖9 等效粘滯阻尼系數(shù)計(jì)算示意Fig.9 Calculation theory of equivalent viscous damping coefficient

繪制等效粘滯阻尼系數(shù)與位移關(guān)系曲線如圖10所示。從圖10可知，各試件等效粘滯阻尼系數(shù)發(fā)展趨勢相近且呈現(xiàn)出兩階段發(fā)展的趨勢。第一階段是加載位移18.7 mm(2.00%位移角)之前，在此階段內(nèi)由于各試件處于彈性階段，鋼梁端板與連接件翼緣未脫開，等效粘滯阻尼系數(shù)隨加載位移增大呈現(xiàn)出下降的趨勢。第二階段是加載位移加載位移18.7 mm(2.00%位移角)至試驗(yàn)結(jié)束，此階段由于試件斷開面出現(xiàn)開口，且角鋼上下肢及連接件翼緣逐漸開始屈服耗能，等效粘滯阻尼系數(shù)開始逐漸上升，各試件逐漸表現(xiàn)出良好的耗能性能；在加載后期由于試件的滑移越來越大，等效粘滯阻尼系數(shù)開始逐漸下降。

圖10 粘滯阻尼系數(shù)-位移關(guān)系曲線Fig.10 Relation curves of equivalent viscous damping coefficient -displacement

在加載位移62.3 mm(3.33%位移角)前，由于單側(cè)角鋼相對于雙側(cè)角鋼屈服更早，呈現(xiàn)出單側(cè)角鋼試件粘滯阻尼系數(shù)大于雙側(cè)角鋼試件的趨勢，表明此位移角前單側(cè)角鋼試件具有更好的塑性耗能能力。由于《建筑抗震設(shè)計(jì)規(guī)范》[20]中對于多、高層鋼結(jié)構(gòu)在罕遇地震作用下彈塑性層間位移角限值為 1/50(2.00%)，故單側(cè)角鋼試件在“大震更換”機(jī)制下能更好的發(fā)揮出耗能作用。對于試件C6-1，由于其較厚翼緣外擴(kuò)值較小，粘滯阻尼系數(shù)相對薄翼緣連接件試件C3有所下降。對比試件C6-1和C6-2，在加載位移37.4 mm(2.00%位移角)之前，由于黃銅片摩損及連接件的損傷，試件C6-2的粘滯阻尼系數(shù)低于C6-1；隨著位移角增加，14 mm厚角鋼的耗能優(yōu)勢逐漸體現(xiàn)出來，其粘滯阻尼系數(shù)值反超C6-1。

3.3 剛度退化

采用環(huán)線剛度Ki研究剛度退化的規(guī)律，各試件剛度退化曲線如圖11所示。

圖11 剛度退化曲線Fig.11 Degradation curves of stiffness

式中：+Fi和?Fi分別為第i次推、拉荷載峰值；+xi和?xi為對應(yīng)的位移值。

各試件剛度退化曲線趨勢大致相同，隨加載位移增大環(huán)線剛度均逐漸減小，且呈現(xiàn)出加載前期退化速度較快、后期速度逐漸放緩的趨勢。主要原因在于，隨加載位移和次數(shù)的增加，鋼絞線預(yù)應(yīng)力的損失也越加嚴(yán)重，同時(shí)連接件及角鋼逐漸屈服，從而導(dǎo)致試件的環(huán)線剛度不斷降低。

對比試件C1、C2和C3可知，設(shè)置可更換角鋼對試件初期剛度有較大的提升，且雙側(cè)設(shè)置角鋼對試件剛度的提升明顯大于單側(cè)設(shè)置角鋼。試件C3和C4-2在同級加載位移下剛度相差較小，表明多遇地震后更換角鋼對試件剛度影響不大。對比試件C5、C6-1和C6-2可知，14 mm厚角鋼對試件剛度提升的幅度明顯大于10 mm厚角鋼，故罕遇地震后可通過設(shè)置14 mm厚角鋼來提升受損試件的剛度。對比試件C1、C5和C3、C6-1可知，增加連接件翼緣厚度可小幅度提高試件的初期剛度，且兩組對比試件后期剛度退化曲線幾乎重合，表明增加連接件翼緣厚度對剛度退化影響較小。

3.4 鋼絞線索力分析

各試件鋼絞線預(yù)應(yīng)力發(fā)展趨勢大致相同，在此僅給出試件C1、C2、C3、C4-2和C6-1的索力-轉(zhuǎn)角關(guān)系曲線。各試件加載至鋼絞線索力達(dá)到230 kN屈服時(shí)，均有較大的預(yù)應(yīng)力損失，損失值主要由兩部分組成：1)連接件翼緣屈服外擴(kuò)，兩錨具之間距離縮短導(dǎo)致鋼絞線收縮而造成預(yù)應(yīng)力損失；2)加載過程中由于錨具夾片與鋼絞線出現(xiàn)輕微的滑動而造成的預(yù)應(yīng)力損失[21 ? 23]。加載過程中的預(yù)應(yīng)力隨加載位移增大，表現(xiàn)出不可避免的逐級損失。為減小及延緩損失的出現(xiàn)，在預(yù)應(yīng)力筋穿插安裝的過程中應(yīng)嚴(yán)格控制錨具夾片與錨頭的相對位置，使夾片頂部頂緊錨頭同時(shí)保持夾片各肢尾部在同一平面內(nèi)。在預(yù)應(yīng)力筋張拉的過程中，為減少相鄰預(yù)應(yīng)力筋之間因逐個(gè)張拉而引起試件變形產(chǎn)生預(yù)應(yīng)力損失，有條件的情況下應(yīng)將各預(yù)應(yīng)力筋同時(shí)張拉，或?qū)埨^程分3段，以30 kN、60 kN、100 kN(214.3 MPa、428.6 MPa、714.3 MPa)逐級增加，同時(shí)按照對角張拉的順序進(jìn)行。采用分級對角張拉的流程也可有效防止鋼梁因施加預(yù)應(yīng)力而導(dǎo)致的側(cè)向傾斜。

預(yù)應(yīng)力損失加劇了試件殘余變形，同時(shí)降低了節(jié)點(diǎn)的自復(fù)位能力。當(dāng)加載至位移37.4 mm(2.00%位移角)時(shí)，由圖12(c)～圖12(e)可知，各單側(cè)角鋼試件的預(yù)應(yīng)力損失值與初始預(yù)應(yīng)力的比值約為9%，表明此時(shí)試件仍具有較高的預(yù)應(yīng)力來達(dá)到“中震復(fù)位”機(jī)制，滿足《建筑抗震設(shè)計(jì)規(guī)范》中罕遇地震作用下彈塑性層間位移角限值2.00%(1/50)下復(fù)位的要求。

由圖12(a)～圖12(c)可知，無角鋼試件和雙側(cè)角鋼試件東西兩側(cè)鋼絞線索力基本對稱分布，單側(cè)角鋼試件的鋼絞線索力在各自伸長段也呈現(xiàn)出承對稱分布的現(xiàn)象，表明鋼絞線索力只與相對轉(zhuǎn)角有關(guān)而與角鋼布置形式無關(guān)。注意到，在卸載至轉(zhuǎn)角為0°時(shí)，由于角鋼的限制作用減小了因翼緣外擴(kuò)而引起的鋼絞線收縮，故此時(shí)各設(shè)置角鋼試件的預(yù)應(yīng)力損失小于未設(shè)置角鋼試件C1。

對比圖12(c)和圖12(d)可知，在各級位移角下更換后試件的預(yù)應(yīng)力筋索力表現(xiàn)出與未更換角鋼試件相同的趨勢；但更換后試件C4-2在同位移角的3次循環(huán)荷載作用下，預(yù)應(yīng)力損失程度均大于未更換角鋼試件C3，這也表明經(jīng)歷一次加載后連接件存在一定程度的積累損傷。

圖12 鋼絞線索力-轉(zhuǎn)角關(guān)系曲線Fig.12 Prestress-displacement curves of specimens

3.5 殘余變形

試件的自復(fù)位能力取決于殘余變形Δres，即試件水平荷載卸載至0時(shí)的位移值。圖13給出了各試件殘余變形-位移關(guān)系曲線。

圖13 各試件殘余變形及殘余變形角Fig.13 Residual deformation and angle of specimens

各試件在屈服前殘余變形較小，無明顯變化趨勢，屈服后隨加載位移的增加而增大。對比試件C1、C2和C3可知，角鋼的設(shè)置會增加試件的殘余變形，且殘余變形隨設(shè)置角鋼數(shù)量的增加而增大。由于翼緣厚度30 mm的連接件屈服較慢，其發(fā)生的塑性變形較小，故各級位移下試件C6-1的殘余變形小于試件C3。對比試件C6-1和C6-2可知，加載位移至46.8 mm(2.50%位移角)前試件C6-2的殘余變形小于C6-1，表明更換后采用更厚的角鋼可減小前期殘余變形的出現(xiàn)，但一次加載后連接件和黃銅片均已受損，且角鋼的限制作用有限，在隨后的加載中其殘余變形反超試件C6-1。注意到試件C4-2在加載位移18.7 mm(1.00%位移角)后，其殘余變形快速發(fā)展，并遠(yuǎn)大于其他各試件，表明對于連接件翼緣厚度為20 mm的試件，角鋼對翼緣外擴(kuò)的限制存在于加載前期，而加載后期由于翼緣經(jīng)過一次加載存在累計(jì)損傷，其外擴(kuò)產(chǎn)生的塑性變形快速發(fā)展并構(gòu)成殘余變形的主要部分。

《建筑抗震設(shè)計(jì)規(guī)范》[20]中規(guī)定對于多、高層鋼結(jié)構(gòu)在多遇地震和罕遇地震作用下，樓層內(nèi)最大的位移角限值為0.40%(1/250)和2.00%(1/50)；注意到試件C4-1和C6-1分別加載至1.00%和4.00%位移角時(shí)殘余變形僅為4.3 mm(殘余側(cè)移角0.23%)和4.8 mm(殘余側(cè)移角0.26%)，此較小的殘余變形下對角鋼的更換影響不大。故從殘余變形角度來看，連接件翼緣厚度為20 mm和30 mm的試件可分別實(shí)現(xiàn)多遇地震及罕遇地震下更換的目標(biāo)，實(shí)現(xiàn)“大震更換”機(jī)制。

3.6 自復(fù)位能力

采用相對自復(fù)位率β來研究試件的自復(fù)位能力，其計(jì)算式如下：

圖14給出各試件相對自復(fù)位率-位移關(guān)系曲線。由圖可知，在加載位移62.3 mm(3.33%位移角)前，各試件保持較高的相對自復(fù)位率，β值均可達(dá)到0.85以上，具有良好的自復(fù)位能力；加載后期，隨加載位移的增大，相對自復(fù)位率呈現(xiàn)出快速下降的趨勢。

圖14 各試件相對自復(fù)位率Fig.14 Re-centering capability of specimens

試件C1連接件翼緣屈服后外擴(kuò)會產(chǎn)生一部分預(yù)應(yīng)力損失，故加載前期薄翼緣試件C1的殘余變形較C5而言更大；加載位移93.5 mm(5.00%位移角)后，試件C5的鋼絞線預(yù)應(yīng)力上升較快，其因錨具滑移而產(chǎn)生的預(yù)應(yīng)力損失也相應(yīng)增多，故其β值小于試件C1。

相對于更換前試件C4-1，由于經(jīng)過初次加載存在殘余變形，故對于20 mm薄翼緣連接件的更換后試件C4-2，其相對自復(fù)位率呈現(xiàn)出穩(wěn)定下降的趨勢；但注意到在加載位移18.7 mm(1.00%位移角)時(shí)更換前后試件的相對自復(fù)位率分別為0.98和0.97，此時(shí)可很好地實(shí)現(xiàn)“中震復(fù)位”機(jī)制。

對比試件C6-1和C6-2可知，更厚的14 mm厚角鋼相比10 mm角鋼較晚屈服，其在加載前期殘余變形較小，故更換前后表現(xiàn)出相差不大的相對自復(fù)位率；加載位移62.3 mm(3.33%位移角)后，14 mm厚角鋼屈服且連接件積累損傷增大，其相對自復(fù)位率與更換前試件拉開差距，呈現(xiàn)出快速下降的趨勢。當(dāng)加載至位移93.5 mm(5.00%位移角)時(shí)更換前后試件的相對自復(fù)位率分別為0.88和0.85，此時(shí)差距較小仍可實(shí)現(xiàn)復(fù)位機(jī)制。

3.7 更換前后性能分析

試件組C4和C6更換前后對比曲線如圖15所示。由圖15(a)可知，更換后試件C4-2與更換前試件C4-1的滯回曲線基本重合，且均表現(xiàn)良好的自復(fù)位效果，表明試件經(jīng)一次加載至位移18.7 mm(1.00%位移角)后，在黃銅片磨損、角鋼屈服的情況下更換相同角鋼并重新張拉預(yù)應(yīng)力鋼絞線，試件初期的抗震性能可以恢復(fù)到震前水平。由圖15(b)可以看出，試件C6-1加載至位移93.5 mm(5.00%位移角)后，更換更厚的14 mm厚角鋼，試件C6-2設(shè)置角鋼側(cè)各級加載位移下承載力、剛度和耗能等抗震性能明顯提高，同時(shí)未設(shè)置角鋼側(cè)的承載力稍有提高，表明一次加載結(jié)束后更換厚角鋼可有效彌補(bǔ)試件各部件加載后期受到的損傷。

圖15 更換前后對比曲線Fig.15 Comparison of hysteretic curves before and after replacement

由前文分析可知，試件C6-1加載結(jié)束后鋼絞線預(yù)應(yīng)力值存在較小的損失且具有較高的相對自復(fù)位率。同時(shí)，在1.00%位移角下試件的殘余變形較小，此時(shí)可方便的更換受損角鋼來實(shí)現(xiàn)抗震性能的恢復(fù)。試件C6-1加載結(jié)束后，預(yù)應(yīng)力筋存在一定程度損失且殘余變形較大，但結(jié)合《建筑抗震設(shè)計(jì)規(guī)范》可知，多、高層鋼結(jié)構(gòu)在罕遇地震作用時(shí)彈塑性層間位移角限值2.00%的位移角下，更換前試件C6-1的預(yù)應(yīng)力損失值僅不到8%，表明此時(shí)預(yù)應(yīng)力筋可提供良好的自復(fù)位力，同時(shí)殘余變形也可滿足更換要求。在此位移角下可通過更換更厚的角鋼實(shí)現(xiàn)抗震性能的恢復(fù)。

4 結(jié)論

本文提出一種新型采用單側(cè)角鋼的可更換梁柱連接件，并對8個(gè)試件進(jìn)行了低周往復(fù)擬靜力試驗(yàn)研究，得出以下主要結(jié)論：

(1) 本文提出的新型梁柱節(jié)點(diǎn)擁有良好抗震性能的同時(shí)具有良好的自復(fù)位能力，在加載位移62.33 mm(3.33%位移角)時(shí)各試件仍能夠保持在85%以上的相對自復(fù)位率，此時(shí)殘余變形均較小，可迅速實(shí)現(xiàn)震后更換的性能目標(biāo)。

(2) 在連接段翼緣設(shè)置角鋼對試件承載力、剛度及耗能有較大的提升，但角鋼的塑性變形在一定程度上會增加試件的殘余變形，降低自復(fù)位能力。單側(cè)設(shè)置角鋼對試件抗震性能的提升幅度與雙側(cè)設(shè)置角鋼差距較小，但具有對節(jié)點(diǎn)自復(fù)位能力削弱小的優(yōu)勢。此外，單側(cè)設(shè)置角鋼能夠保證連接件單側(cè)翼緣的平整度，最大限度地減少了對梁上部樓板等構(gòu)件的影響。單側(cè)設(shè)置角鋼的可更換梁柱連接件在不顯著降低抗震性能的同時(shí)具有更好的工程適用性。

(3) 增加連接件翼緣厚度可有效限制其翼緣的外擴(kuò)，但對試件承載力、耗能及剛度的提升幅度有限，且增加了用鋼量，總體效果表現(xiàn)一般；而在薄翼緣連接件上設(shè)置角鋼能有效抑制翼緣的外擴(kuò)，達(dá)到與增加翼緣厚度相當(dāng)?shù)目拐鹦Ч?，是更加?jīng)濟(jì)適用的選擇。

(4) 震后更換相同厚度的角鋼能夠快速實(shí)現(xiàn)受損傷試件抗震性能的恢復(fù)；若更換更厚的14 mm角鋼，試件承載力和耗能等抗震性能可超過更換前試件，實(shí)現(xiàn)性能的超越。但由于更換前的一次加載使連接件翼緣屈服，試件的自復(fù)位能力很難恢復(fù)至震前水平。

(5) 在中震作用下，各試件殘余變形較小基本無損傷出現(xiàn)，依靠鋼絞線預(yù)應(yīng)力的作用可恢復(fù)至原位，實(shí)現(xiàn)“中震復(fù)位”機(jī)制。在大震作用下，角鋼屈服耗能且連接件的塑性變形在可控范圍之內(nèi)，震后通過更換角鋼并張拉鋼絞線，實(shí)現(xiàn)“大震更換”機(jī)制。