采用單側角鋼的梁柱可更換連接件抗震性能試驗研究

孫東德，楊 勇,2，馬銀科，周會垚，薛亦聰，于云龍,2

(1. 西安建筑科技大學土木工程學院，陜西，西安 710054；2. 西安建筑科技大學結構工程與抗震教育部重點實驗室，陜西，西安 710055)

可更換結構體系是指將結構某部位削弱或設置延性耗能構件，并與主體結構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，從而保護主體結構不受破壞或只受微小破壞，震后只需更換該構件即可恢復結構的功能[1]。

近年眾多國內外學者開展了可更換結構的相關研究，目前已取得了良好的進展。紀曉東等[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行了研究，結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]、歐進萍等提出了一種用于裝配式鋼結構中的預制裝配梁端鋼板耗能鉸節點，通過擬靜力試驗和數值模擬對該種新型節點進行了研究，結果表明對于采用該種耗能鉸節點的結構可實現震時變形和耗能集中于節點鋼板，震后更換鋼板實現結構功能的恢復。

在可更換結構體系的基礎上，將自復位功能引入其中逐漸成為研究的熱點[8]。自復位結構的主要思想為利用預應力鋼絞線連接各結構構件并提供地震恢復力；前期在結構設計中設置轉動面和耗能構件，地震時通過轉動面的轉動和耗能構件的塑性變形來耗散地震能量，通過預應力鋼絞線提供的預應力使得結構恢復到原有狀態。

對于可更換自復位梁柱節點，Ricles等[9]率先提出了一種自復位梁柱節點并進行了相關研究，結果表明該節點具有良好的抗震性能且具有良好的自復位能力。國外學者在該梁柱節點的基礎上對設置在梁柱連接處的摩擦阻尼器進行了眾多創新性設計[10 ? 12]。

同時，國內眾多學者近年來在自復位梁柱節點方面也開展了相應的研究。鄒昀等[13]提出了一種采用“干式”拼接方法且通過預應力筋提供自復位能力的裝配式框架節點。通過ABAQUS數值模擬分析，表明預應力筋數量和張拉應力對該節點抗震性能影響大，該研究成果對裝配式框架的推廣應用有一定指導意義。李燦軍等[14]提出了在梁柱節點中引入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桿自復位梁柱節點，有效解決了傳統梁柱節點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筋的功能自恢復梁柱節點，通過OpenSees軟件建立節點有限元模型進行了數值分析，并與現有試驗結果進行了對比，結果表明該模型能較好地模擬自復位SMA筋節點在低周往復荷載作用力下的“雙旗形”滯回性能。朱麗華等[16]開展一種腹板摩擦式自復位圓鋼管混凝土柱-鋼梁連接節點的抗震性能試驗，研究結果表明該種連接節點具有良好的耗能和自復位能力，且自復位能力隨鋼絞線預應力的增大而提高，節點耗能能力隨腹板摩擦裝置螺栓的預緊力的增大而提高。國內學者蔡小寧等[17]開展采用角鋼耗能的預應力自復位混凝土框架結構(PTED結構)的抗震性能研究，通過對5個PTED節點的加載試驗并結合數值模擬可知：采用角鋼的試件耗能能力明顯增強，且仍具有良好的自復位能力。

以上研究均表明可更換自復位框架梁柱節點具有優越的性能。但是如何創新性的設計梁柱連接件和可更換耗能件兩者之間以及兩者與相鄰構件的連接方式，使連接件安全有效的連接結構中的梁與柱，并使塑性變形集中于可更換耗能件，是一個值得研究的問題。本文結合國內外學者可更換體系中“保險絲”的理念，提出一種采用單側角鋼的梁柱可更換連接件；即在梁端與柱連接處設置鋼連接件，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置摩擦耗能黃銅片，同時在連接件及鋼梁內部張拉預應力鋼絞線以增強節點的連接。此種連接形式在設計理念上相對于既有研究學者提出的單純摩擦節點或單純角鋼節點相比，同時間兼具角鋼提供的屈服耗能以及黃銅板提供的摩擦耗能，從而有效提高節點的耗能能力。此外由于預應力鋼絞線提供的自復位力使得該種連接節點在外部作用下可復位至初始位置從而方便更換受損構件達到結構性能可恢復的設計目標。由于連接件相對獨立，其在鋼結構、混凝土結構和組合結構中均可適用；同時單側角鋼的設置有效避免了對節點上側樓板系統布置的影響。該種帶單側角鋼的梁柱可更換連接件經合理設計與控制，可以很好實現“中震復位，大震更換”機制，為性能化抗震設計提供參考。

為研究該種新型梁柱連接件的抗震性能，本文對8個可更換梁柱連接件進行了低周往復試驗。研究連接件的破壞形態、滯回曲線、骨架曲線、耗能能力、剛度退化、預應力筋索力分析和殘余變形與自復位能力，以及是否設置角鋼、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 試驗方案

1.1 試件設計

本文共進行了8個試件的低周反復試驗。由于雙側角鋼的設置對于連接件節點上部樓板的布置存在一定程度的影響，故本文重點研究僅連接件下部翼緣設置角鋼試件的抗震性能，試件C3、C4-1、C4-2、C6-1和C6-2為單側設置角鋼；同時，設計雙側角鋼對比試件C2研究單側、雙側布置角鋼對抗震性能的影響；以及設計未設置角鋼對比試件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螺栓或螺桿進行連接，梁段整體采用預應力鋼絞線連接，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。連接件依據設計參數不同采用2種形式，其翼緣厚度分別為20 mm和30 mm。可更換角鋼采用∟160×10和∟160×14兩種規格。各試件設置4根1*7-15.24-1860預應力鋼絞線，每根鋼絞線施加100 kN(714.3 MPa)初始預應力。在鋼梁剪切板與連接件腹板兩側之間設置H62型黃銅板作為摩擦耗能元件(摩擦系數取0.3)，并通過12.9級M20高強螺栓連接，各螺栓均施加350 N·m預緊力矩，即單個螺栓提供正應力110 MPa，滑動摩擦力23.3 kN。各試件的主要參數詳見表1，截面尺寸及構造詳見圖2，各試件所用材料的性能參數詳見表2。

表1 試件主要參數Table 1 Parameters of specimens

表2 材料力學性能參數Table 2 Mechanical properties of materials

1.2 加載方案及測點布置

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，加載點兩側設置側向支撐，防止試件平面外失穩。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1次，之后每級循環3次，當水平承載力降至峰值荷載的85%或鋼絞線預應力達到屈服荷載約230 kN(1642.9 MPa)時停止加載。試件C1、C2、C3和C5只進行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，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，電動切割機切斷預應力筋后，對試件C4-1與C6-1的受損角鋼及預應力筋進行更換，構成試件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，且由于角鋼上設置的螺栓個數較少，故整個更換流程較快，平均更換時間約為0.3 h。隨后按與更換前完全相同的方式進行二次加載，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

各試件在加載點水平布置磁導軌位移計，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測量法相位移，以此計算相對轉角；在地梁處布置位移計測量試件加載過程中是否發生相對滑動。在鋼梁上端板各根預應力鋼絞線錨固處設置壓力傳感器，測量加載過程中預應力的變化。

2 試驗結果及分析

2.1 試驗現象

2.1.1 試件C1和C5

試件C1和C5為未設置角鋼試件，在位移為12.5 mm(0.67%位移角)之前均處于彈性狀態，無明顯現象。此后，不可更換段鋼梁端板與連接件之間開始出現可見縫隙，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生摩擦耗能發出蹭蹭的聲音，同時伴有少量鐵屑掉落。當加載至位移為18.7 mm(1.00%位移角)時，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，通關激光測量儀觀測到試件C1連接件翼緣上側開始出現外擴現象。逐級加載至位移為37.4 mm(2.00%位移角)時，試件C1連接件兩側翼緣外擴約2 mm，試件C5開始出現外擴現象。加載至位移為93.5 mm(5.00%位移角)時，試件C1和C5連接件翼緣外擴增加至約12 mm和3 mm，兩試件翼緣與鋼梁端板脫開距離進一步增大至約20 mm。此時，試件C1兩側翼緣中部出現內縮的趨勢，且隨加載位移增大而越加明顯。當試件C1和C5加載至位移為133.6 mm(7.14%位移角)時，兩試件鋼絞線預應力超過屈服值230 kN(1642.9 MPa)，此時停止加載。各試件最終破壞形態如圖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均為單側設置角鋼試件，試件C2為雙側設置角鋼試件，其縫隙發展和破壞過程與試件C1和C5總體比較相似，主要區別有：

1) 當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，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約2 mm縫隙，此時角鋼上肢應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) 對于單側設置角鋼的各試件，加載過程中未設置角鋼側的連接件翼緣外擴程度明顯大于設置角鋼側。試件C4-1加載至位移為18.7 mm(1.00%位移角)時，東、西兩側翼緣外擴約2 mm和1 mm，此時停止加載；試件C6-1加載至位移為93.5 mm(5.00%位移角)時，東、西兩側連接件翼緣外擴約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) 對于雙側設置角鋼的試件C2，由于角鋼的限制作用，加載位移62.3 mm(3.33%位移角)之前連接件兩側翼緣均未發生明顯的外擴現象；在后期較大的加載位移下，由于角鋼的限制作用有限，連接件翼緣也出現了明顯的外擴現象，但其外擴程度小于未設置角鋼試件C1。

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

2.2 荷載-位移滯回曲線

根據試驗記錄的實測水平荷載-頂點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，滯回環面積狹小，耗散能量有限。在隨后循環荷載作用下，各試件滯回曲線開始偏離直線，面積逐漸增大并逐漸呈現出典型的“雙旗幟”形，此時節點具有較強的自復位能力。各試件荷載為零時仍有較小的位移，表明試件開始出現殘余變形，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)之前表現出明顯的推、拉兩側不對稱現象，試件C3的滯回曲線也呈現出相同的趨勢；而無角鋼試件C1和雙側角鋼試件C2在此加載位移前的滯回曲線卻較為對稱；同時，結合試件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、拉兩側各級加載位移下的特征點絕對值差異均達到20%以上。表明單側角鋼的設置在加載前期會造成試件推、拉兩側性能的差異。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出推、拉兩側不對稱現象。同時，相對于更換前設置10 mm厚角鋼試件，更換后設置14 mm厚角鋼試件推側峰值荷載明顯提高，滯回環更加飽滿，表明對于設置單側角鋼的試件，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

各試件骨架曲線見圖8，特征點數據見表3。取可更換角鋼上肢或下肢達到屈服狀態時對應的位移為設置角鋼試件的整體屈服點。由圖8(a)可知，各級位移下承載力呈現出雙側角鋼試件C2>單側角鋼試件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%，表明設置角鋼對試件的承載力有一定的提升作用，且隨設置角鋼數量的增多而增大。單側角鋼試件C3的骨架曲線大致介于兩者中間，其在提高承載力的同時亦具有不影響梁上部樓板構件安裝的優勢。

圖8 骨架曲線Fig.8 Skeleton curves

表3 各試件的特征點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應力損失較小，試件C4-1與C4-2的骨架曲線基本重合，故可實現震后更換角鋼構件從而達到抗震性能恢復的目標。對比試件C4-2與C3可知，震后更換受損角鋼與預應力鋼絞線后，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生斷裂而導致承載力下降。

《建筑抗震設計規范》[20]中規定對于多、高層鋼結構在罕遇地震作用下薄弱層的彈塑性變形驗算時彈塑性層間位移角限值為1/50(2.00%)。結合表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，彌補震時連接件及黃銅板受到損傷而造成的缺陷，達到抗震性能的超越，進而實現“大震更換”的機制。

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，單側設置角鋼對20 mm和30 mm翼緣連接件的耗能分別提升11.1%和6%，表明單側設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%，表明雙側設置角鋼雖可提升耗能能力，但效果微弱。在實際工程應用中，單側角鋼的設置不影響梁上樓板系統的布置，故從耗能的角度來看，單側設置角鋼相對雙側設置角鋼在不顯著降低耗能的前提下，具有方便施工的優點。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，由于角鋼的設置限制了部分翼緣的外擴耗能，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，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

等效粘滯阻尼系數是滯回環飽滿度的量化體現，采用等效粘滯阻尼系數來表示，計算理論見圖9，計算式如下：

圖9 等效粘滯阻尼系數計算示意Fig.9 Calculation theory of equivalent viscous damping coefficient

繪制等效粘滯阻尼系數與位移關系曲線如圖10所示。從圖10可知，各試件等效粘滯阻尼系數發展趨勢相近且呈現出兩階段發展的趨勢。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，等效粘滯阻尼系數隨加載位移增大呈現出下降的趨勢。第二階段是加載位移加載位移18.7 mm(2.00%位移角)至試驗結束，此階段由于試件斷開面出現開口，且角鋼上下肢及連接件翼緣逐漸開始屈服耗能，等效粘滯阻尼系數開始逐漸上升，各試件逐漸表現出良好的耗能性能；在加載后期由于試件的滑移越來越大，等效粘滯阻尼系數開始逐漸下降。

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

在加載位移62.3 mm(3.33%位移角)前，由于單側角鋼相對于雙側角鋼屈服更早，呈現出單側角鋼試件粘滯阻尼系數大于雙側角鋼試件的趨勢，表明此位移角前單側角鋼試件具有更好的塑性耗能能力。由于《建筑抗震設計規范》[20]中對于多、高層鋼結構在罕遇地震作用下彈塑性層間位移角限值為 1/50(2.00%)，故單側角鋼試件在“大震更換”機制下能更好的發揮出耗能作用。對于試件C6-1，由于其較厚翼緣外擴值較小，粘滯阻尼系數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的粘滯阻尼系數低于C6-1；隨著位移角增加，14 mm厚角鋼的耗能優勢逐漸體現出來，其粘滯阻尼系數值反超C6-1。

3.3 剛度退化

采用環線剛度Ki研究剛度退化的規律，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，隨加載位移增大環線剛度均逐漸減小，且呈現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，隨加載位移和次數的增加，鋼絞線預應力的損失也越加嚴重，同時連接件及角鋼逐漸屈服，從而導致試件的環線剛度不斷降低。

對比試件C1、C2和C3可知，設置可更換角鋼對試件初期剛度有較大的提升，且雙側設置角鋼對試件剛度的提升明顯大于單側設置角鋼。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

各試件鋼絞線預應力發展趨勢大致相同，在此僅給出試件C1、C2、C3、C4-2和C6-1的索力-轉角關系曲線。各試件加載至鋼絞線索力達到230 kN屈服時，均有較大的預應力損失，損失值主要由兩部分組成：1)連接件翼緣屈服外擴，兩錨具之間距離縮短導致鋼絞線收縮而造成預應力損失；2)加載過程中由于錨具夾片與鋼絞線出現輕微的滑動而造成的預應力損失[21 ? 23]。加載過程中的預應力隨加載位移增大，表現出不可避免的逐級損失。為減小及延緩損失的出現，在預應力筋穿插安裝的過程中應嚴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保持夾片各肢尾部在同一平面內。在預應力筋張拉的過程中，為減少相鄰預應力筋之間因逐個張拉而引起試件變形產生預應力損失，有條件的情況下應將各預應力筋同時張拉，或將張拉過程分3段，以30 kN、60 kN、100 kN(214.3 MPa、428.6 MPa、714.3 MPa)逐級增加，同時按照對角張拉的順序進行。采用分級對角張拉的流程也可有效防止鋼梁因施加預應力而導致的側向傾斜。

預應力損失加劇了試件殘余變形，同時降低了節點的自復位能力。當加載至位移37.4 mm(2.00%位移角)時，由圖12(c)～圖12(e)可知，各單側角鋼試件的預應力損失值與初始預應力的比值約為9%，表明此時試件仍具有較高的預應力來達到“中震復位”機制，滿足《建筑抗震設計規范》中罕遇地震作用下彈塑性層間位移角限值2.00%(1/50)下復位的要求。

由圖12(a)～圖12(c)可知，無角鋼試件和雙側角鋼試件東西兩側鋼絞線索力基本對稱分布，單側角鋼試件的鋼絞線索力在各自伸長段也呈現出承對稱分布的現象，表明鋼絞線索力只與相對轉角有關而與角鋼布置形式無關。注意到，在卸載至轉角為0°時，由于角鋼的限制作用減小了因翼緣外擴而引起的鋼絞線收縮，故此時各設置角鋼試件的預應力損失小于未設置角鋼試件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應力筋索力表現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次循環荷載作用下，預應力損失程度均大于未更換角鋼試件C3，這也表明經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-轉角關系曲線Fig.12 Prestress-displacement curves of specimens

3.5 殘余變形

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

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，角鋼的設置會增加試件的殘余變形，且殘余變形隨設置角鋼數量的增加而增大。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，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，其殘余變形快速發展，并遠大于其他各試件，表明對于連接件翼緣厚度為20 mm的試件，角鋼對翼緣外擴的限制存在于加載前期，而加載后期由于翼緣經過一次加載存在累計損傷，其外擴產生的塑性變形快速發展并構成殘余變形的主要部分。

《建筑抗震設計規范》[20]中規定對于多、高層鋼結構在多遇地震和罕遇地震作用下，樓層內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%位移角時殘余變形僅為4.3 mm(殘余側移角0.23%)和4.8 mm(殘余側移角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的試件可分別實現多遇地震及罕遇地震下更換的目標，實現“大震更換”機制。

3.6 自復位能力

采用相對自復位率β來研究試件的自復位能力，其計算式如下：

圖14給出各試件相對自復位率-位移關系曲線。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位率，β值均可達到0.85以上，具有良好的自復位能力；加載后期，隨加載位移的增大，相對自復位率呈現出快速下降的趨勢。

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

試件C1連接件翼緣屈服后外擴會產生一部分預應力損失，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的鋼絞線預應力上升較快，其因錨具滑移而產生的預應力損失也相應增多，故其β值小于試件C1。

相對于更換前試件C4-1，由于經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，其相對自復位率呈現出穩定下降的趨勢；但注意到在加載位移18.7 mm(1.00%位移角)時更換前后試件的相對自復位率分別為0.98和0.97，此時可很好地實現“中震復位”機制。

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，故更換前后表現出相差不大的相對自復位率；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，其相對自復位率與更換前試件拉開差距，呈現出快速下降的趨勢。當加載至位移93.5 mm(5.00%位移角)時更換前后試件的相對自復位率分別為0.88和0.85，此時差距較小仍可實現復位機制。

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，且均表現良好的自復位效果，表明試件經一次加載至位移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應力鋼絞線，試件初期的抗震性能可以恢復到震前水平。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設置角鋼側各級加載位移下承載力、剛度和耗能等抗震性能明顯提高，同時未設置角鋼側的承載力稍有提高，表明一次加載結束后更換厚角鋼可有效彌補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加載結束后鋼絞線預應力值存在較小的損失且具有較高的相對自復位率。同時，在1.00%位移角下試件的殘余變形較小，此時可方便的更換受損角鋼來實現抗震性能的恢復。試件C6-1加載結束后，預應力筋存在一定程度損失且殘余變形較大，但結合《建筑抗震設計規范》可知，多、高層鋼結構在罕遇地震作用時彈塑性層間位移角限值2.00%的位移角下，更換前試件C6-1的預應力損失值僅不到8%，表明此時預應力筋可提供良好的自復位力，同時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現抗震性能的恢復。

4 結論

本文提出一種新型采用單側角鋼的可更換梁柱連接件，并對8個試件進行了低周往復擬靜力試驗研究，得出以下主要結論：

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

(2) 在連接段翼緣設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，降低自復位能力。單側設置角鋼對試件抗震性能的提升幅度與雙側設置角鋼差距較小，但具有對節點自復位能力削弱小的優勢。此外，單側設置角鋼能夠保證連接件單側翼緣的平整度，最大限度地減少了對梁上部樓板等構件的影響。單側設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，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，總體效果表現一般；而在薄翼緣連接件上設置角鋼能有效抑制翼緣的外擴，達到與增加翼緣厚度相當的抗震效果，是更加經濟適用的選擇。

(4) 震后更換相同厚度的角鋼能夠快速實現受損傷試件抗震性能的恢復；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，實現性能的超越。但由于更換前的一次加載使連接件翼緣屈服，試件的自復位能力很難恢復至震前水平。

(5) 在中震作用下，各試件殘余變形較小基本無損傷出現，依靠鋼絞線預應力的作用可恢復至原位，實現“中震復位”機制。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，震后通過更換角鋼并張拉鋼絞線，實現“大震更換”機制。