外加强环式H型钢梁-方钢管角柱节点抗震性能

工程科学学报，第40卷，第8期：1005-1016,2018年8月 Chinese Journal of Engineering,Vol.40,No.8:1005-1016,August 2018 DOI:10.13374/j.issn2095-9389.2018.08.015;http://journals.ustb.edu.cn 外加强环式H型钢梁-方钢管角柱节点抗震性能 牟 犇，武梦龙”，牟在根2)四，王君昌) 1)青岛理工大学土木工程学院，青岛2660332)北京科技大学土木与资源工程学院，北京100083 ☒通信作者，E-mail:zgmu@ces.usth.cd.cm 摘要通过对5个试件进行拟静力加载试验，研究了加载方式对角柱和边柱节点抗震性能的影响.试验通过对加载方式 (单向加载、双向轴对称加载和双向中心对称加载)和钢管柱宽厚比(D/=22和33)主要参数的变化分析，着重研究了试件的 滞回性能、刚度退化和耗能性能等特性.试验结果表明：加载方式对试件刚度及承载力影响十分明显.在双向中心对称荷载 作用下，试件的承载力比在单向荷载作用下试件的承载力降低约20%：而在双向轴对称荷载作用下，试件的承载力与在单向 荷载作用下试件的承载力基本相同.方钢管柱宽厚比是影响试件承载力的主要因素之一，随着宽厚比的增加，试件承载力逐 步减小.所有试件的滞回曲线均呈饱满的纺锤体状，等效黏滞阻尼系数在0.2左右，具有稳定的耗能能力. 关键词加载方式：宽厚比：拟静力加载：滞回曲线：承载力 分类号TU392.3 Seismic performance of H-shaped steel beam-to-square steel corner column connection with external strengthened ring MOU Ben,WU Meng-long,MU Zai-gen,WANG Jun-chang 1)School of Civil Engineering,Qingdao University of Technology,Qingdao 266033,China 2)School of Civil and Resources Engineering.University of Science and Technology Beijing,Beijing 100083,China Corresponding author,E-mail:zgmu@ces.ustb.edu.cn ABSTRACT Beam-to-column connection plays a key role in structure designs,especially for steel structures,as the seismic perform- ance the connection directly affects the safety,reliability,utilization,and economic indicators of steel structures.During the North- bridge earthquake in the USA and Hyogoken Nanbu (Kobe)earthquake in Japan,several steel structures collapsed because of unex- pected brittle fractures around the beam-to-column connections.The economic loss encountered in the Kobe earthquake is estimated to be about 10 trillion JPY (approximately 580 billion RMB).Moreover.it caused approximately 6500 civilian fatalities and destroyed tens of thousands of houses in Kobe and the surrounding cities.The corner beam-to-column connection suffered from complicated seis- mic loadings during the earthquakes.Corner beam-to-column connections are the weak points in an aseismic design,and under biaxial lateral loadings,they induce large torsional deformations.In this study,five specimens were tested under pseudo-static loadings to in- vestigate the influence of loading paths on the seismic behavior of comner or side beam-to-column connections.The main experimental parameters were the loading paths (uniaxial loading,biaxial symmetrical loading,and biaxial center symmetrical loading)and width- to-thickness ratio of the steel column(D/t=22 and 33).The main seismic characteristics of specimens were studied,such as the hys- teretic behavior,stiffness degradation,and energy dissipation.The results indicate that the loading paths affect the stiffness and bear- ing capacities of the specimens.The bearing capacities of the specimens under the biaxial center symmetrical loading are 20%lower than those under the uniaxial loading,while the bearing capacities of the specimens under the biaxial symmetrical loading are equal to 收稿日期：2017-08-20 基金项目：中国博士后基金资助项目(2017M612226):山东省中青年科学家科研奖励基金资助项目(Z2016EEB38):国家自然科学基金资助 项目(51578064)

工程科学学报,第 40 卷,第 8 期:1005鄄鄄1016,2018 年 8 月 Chinese Journal of Engineering, Vol. 40, No. 8: 1005鄄鄄1016, August 2018 DOI: 10. 13374 / j. issn2095鄄鄄9389. 2018. 08. 015; http: / / journals. ustb. edu. cn 外加强环式 H 型钢梁鄄鄄方钢管角柱节点抗震性能 牟 犇1) , 武梦龙1) , 牟在根2) 苣 , 王君昌1) 1)青岛理工大学土木工程学院, 青岛 266033 2)北京科技大学土木与资源工程学院, 北京 100083 苣 通信作者, E鄄mail: zgmu@ ces. ustb. edu. cn 摘 要 通过对 5 个试件进行拟静力加载试验,研究了加载方式对角柱和边柱节点抗震性能的影响. 试验通过对加载方式 (单向加载、双向轴对称加载和双向中心对称加载)和钢管柱宽厚比(D/ t = 22 和 33)主要参数的变化分析,着重研究了试件的 滞回性能、刚度退化和耗能性能等特性. 试验结果表明:加载方式对试件刚度及承载力影响十分明显. 在双向中心对称荷载 作用下,试件的承载力比在单向荷载作用下试件的承载力降低约 20% ;而在双向轴对称荷载作用下,试件的承载力与在单向 荷载作用下试件的承载力基本相同. 方钢管柱宽厚比是影响试件承载力的主要因素之一,随着宽厚比的增加,试件承载力逐 步减小. 所有试件的滞回曲线均呈饱满的纺锤体状,等效黏滞阻尼系数在 0郾 2 左右,具有稳定的耗能能力. 关键词 加载方式; 宽厚比; 拟静力加载; 滞回曲线; 承载力 分类号 TU392郾 3 收稿日期: 2017鄄鄄08鄄鄄20 基金项目: 中国博士后基金资助项目(2017M612226);山东省中青年科学家科研奖励基金资助项目(ZR2016EEB38);国家自然科学基金资助 项目(51578064) Seismic performance of H鄄shaped steel beam鄄to鄄square steel corner column connection with external strengthened ring MOU Ben 1) , WU Meng鄄long 1) , MU Zai鄄gen 2) 苣 , WANG Jun鄄chang 1) 1)School of Civil Engineering, Qingdao University of Technology, Qingdao 266033, China 2)School of Civil and Resources Engineering, University of Science and Technology Beijing, Beijing 100083, China 苣 Corresponding author, E鄄mail: zgmu@ ces. ustb. edu. cn ABSTRACT Beam鄄to鄄column connection plays a key role in structure designs, especially for steel structures, as the seismic perform鄄 ance the connection directly affects the safety, reliability, utilization, and economic indicators of steel structures. During the North鄄 bridge earthquake in the USA and Hyogoken Nanbu (Kobe) earthquake in Japan, several steel structures collapsed because of unex鄄 pected brittle fractures around the beam鄄to鄄column connections. The economic loss encountered in the Kobe earthquake is estimated to be about 10 trillion JPY ( approximately 580 billion RMB). Moreover, it caused approximately 6500 civilian fatalities and destroyed tens of thousands of houses in Kobe and the surrounding cities. The corner beam鄄to鄄column connection suffered from complicated seis鄄 mic loadings during the earthquakes. Corner beam鄄to鄄column connections are the weak points in an aseismic design, and under biaxial lateral loadings, they induce large torsional deformations. In this study, five specimens were tested under pseudo鄄static loadings to in鄄 vestigate the influence of loading paths on the seismic behavior of corner or side beam鄄to鄄column connections. The main experimental parameters were the loading paths (uniaxial loading, biaxial symmetrical loading, and biaxial center symmetrical loading) and width鄄 to鄄thickness ratio of the steel column (D/ t = 22 and 33). The main seismic characteristics of specimens were studied, such as the hys鄄 teretic behavior, stiffness degradation, and energy dissipation. The results indicate that the loading paths affect the stiffness and bear鄄 ing capacities of the specimens. The bearing capacities of the specimens under the biaxial center symmetrical loading are 20% lower than those under the uniaxial loading, while the bearing capacities of the specimens under the biaxial symmetrical loading are equal to

·1006· 工程科学学报，第40卷，第8期 those under the uniaxial loading.The width-to-thickness ratio of the square steel column is one of the key factors that affect the bearing capacities of the specimens.The bearing capacities gradually decrease with an increase in the width-to-thickness ratio.All the speci- mens exhibit a good energy dissipation capacity,and the hysteretic curves are stable and numerous.The equivalent viscous damping coefficients of all the specimens are around 0.2. KEY WORDS loading paths;width-to-thickness ratio;pseudo-static loading;hysteretic curves;bearing capacity 1994年美国北岭地震和1995年日本阪神地震 地震作用下角柱受力复杂，双向荷载作用下易 发生后，钢结构房屋损坏严重.震后调查发现，钢框 产生扭转，是抗震中的薄弱环节，而我国对钢结构角 架结构焊接节点处并未如期望那样在梁端出现塑性 柱在地震作用下的受力性能研究较少，需要对角柱 铰形成梁铰屈服机制，而是在柱梁节点连接处发生 在双向荷载作用下的抗震性能进行研究.本文通过 了脆性破坏-】.此后，通过优化构造实现塑性铰外 对2个平面边柱节点和3个空间角柱节点进行低周 移从而达到“强柱弱梁构件”的设计思想成为震后 往复荷载试验，以深入研究加载方式和方钢管柱宽 改进钢框架结构的主要思路，国内外学者相继展开 厚比对角柱节点抗震性能的影响. 了大量的试验研究及理论分析3-)]，并逐步形成“加 强型”与“削弱型”两种劉改进方式.外加强环式节 1试验概况 点可用于不同外径的方钢管柱，有效地避免了由于钢 1.1试件设计 管柱在梁柱节点附近的切割而导致的钢管柱整体性能 共设计制作5个试验试件，各试件基本信息如 降低的不利因素，在钢结构建筑中都有一定的应用. 表1所示.以No.1试件为例，详细尺寸如图1所 现有框架梁柱的研究多集中在平面节点，假定 示.试件No.2、No.5为边柱节点，试件No.1、No.3 地震动作用于柱主轴受力方向，即施加的荷载、节点 和No.4为角柱节点，试验参数为加载方式（单向加 的梁柱构件以及约束均位于同一竖向平面内.而实 载、双向轴对称加载和双向中心对称加载)、方钢管 际地震动的方向具有任意性，在强烈地震作用下，地 柱宽厚比D/t(D/t=22和33)，其中D为方钢管柱 震动输入与房屋结构两个主轴方向成一定角度，是 截面宽度，t为方钢管壁厚.角柱节点两梁梁端加载 斜向地震输入.因此，研究框架节点在双方向荷载 方向朝同一方向即为双向轴对称加载，朝相反方向 作用下的抗震性能是十分必要的.刘春阳等通过 即为双向中心对称加载.外加强环细部尺寸和加载 试验研究发现，斜向地震作用下试件的承载力、延性 方式详图如图2、3所示，其中9为梁变形角，R为层 等抗震性能退化十分严重，存在明显的扭转作用；薛 间位移角.柱采用冷弯方钢管，高度均为1625mm, 伟辰等[]对不同类型的混凝土空间梁柱节点进行 截面尺寸为200mm×200mm.梁采用H型钢，长度 了双向的低周往复试验研究，发现空间节点的承载 为1500mm,截面尺寸为300mm×120mm×6mm× 力、耗能能力和延性等性能均弱于平面节点：李旭红 12mm,外加强环厚度为12mm.梁柱通过外加强环 和房贞政)通过试验和有限元分析研究表明：双向 连接，三者之间均为焊接连接.为降低焊接难度、提 荷载作用下，预应力混凝土空间角节点构件有明显 高焊接质量，外加强环采用日本学者2]提出的分割 的耦合效应，试件发生扭转，节点的破坏形式对构件 式加强环，加强环由两块板拼接构成，并在拼接处预 的延性和耗能性能有一定影响. 留2mm的安装缝 表1试件基本信息 Table I Basic information of specimens 编号 柱尺寸/mm 梁尺寸/mm 外加强环类型 加载方式 No.1 200×200×9 类型A 双向中心对称加载 300×120×6×12 No.2 (宽厚比22) 类型B 单向加载 No.3 类型A 双向中心对称加载 200×200×6 No.4 300×120×6×12 类型A 双向轴对称加载 (宽厚比33) No.5 类型B 单向加载 1.2材料性能 量、屈服强度、拉伸强度、屈强比和伸长率，如表2 对试验所用钢材进行单向拉伸试验得到弹性模 所示

工程科学学报,第 40 卷,第 8 期 those under the uniaxial loading. The width鄄to鄄thickness ratio of the square steel column is one of the key factors that affect the bearing capacities of the specimens. The bearing capacities gradually decrease with an increase in the width鄄to鄄thickness ratio. All the speci鄄 mens exhibit a good energy dissipation capacity, and the hysteretic curves are stable and numerous. The equivalent viscous damping coefficients of all the specimens are around 0郾 2. KEY WORDS loading paths; width鄄to鄄thickness ratio; pseudo鄄static loading; hysteretic curves; bearing capacity 1994 年美国北岭地震和 1995 年日本阪神地震 发生后,钢结构房屋损坏严重. 震后调查发现,钢框 架结构焊接节点处并未如期望那样在梁端出现塑性 铰形成梁铰屈服机制,而是在柱梁节点连接处发生 了脆性破坏[1鄄鄄2] . 此后,通过优化构造实现塑性铰外 移从而达到“强柱弱梁构件冶的设计思想成为震后 改进钢框架结构的主要思路,国内外学者相继展开 了大量的试验研究及理论分析[3鄄鄄7] ,并逐步形成“加 强型冶与“削弱型冶两种[8] 改进方式. 外加强环式节 点可用于不同外径的方钢管柱,有效地避免了由于钢 管柱在梁柱节点附近的切割而导致的钢管柱整体性能 降低的不利因素,在钢结构建筑中都有一定的应用. 现有框架梁柱的研究多集中在平面节点,假定 地震动作用于柱主轴受力方向,即施加的荷载、节点 的梁柱构件以及约束均位于同一竖向平面内. 而实 际地震动的方向具有任意性,在强烈地震作用下,地 震动输入与房屋结构两个主轴方向成一定角度,是 斜向地震输入. 因此,研究框架节点在双方向荷载 作用下的抗震性能是十分必要的. 刘春阳等[9]通过 试验研究发现,斜向地震作用下试件的承载力、延性 等抗震性能退化十分严重,存在明显的扭转作用;薛 伟辰等[10]对不同类型的混凝土空间梁柱节点进行 了双向的低周往复试验研究,发现空间节点的承载 力、耗能能力和延性等性能均弱于平面节点;李旭红 和房贞政[11]通过试验和有限元分析研究表明:双向 荷载作用下,预应力混凝土空间角节点构件有明显 的耦合效应,试件发生扭转,节点的破坏形式对构件 的延性和耗能性能有一定影响. 地震作用下角柱受力复杂,双向荷载作用下易 产生扭转,是抗震中的薄弱环节,而我国对钢结构角 柱在地震作用下的受力性能研究较少,需要对角柱 在双向荷载作用下的抗震性能进行研究. 本文通过 对 2 个平面边柱节点和 3 个空间角柱节点进行低周 往复荷载试验,以深入研究加载方式和方钢管柱宽 厚比对角柱节点抗震性能的影响. 1 试验概况 1郾 1 试件设计 共设计制作 5 个试验试件,各试件基本信息如 表 1 所示. 以 No. 1 试件为例,详细尺寸如图 1 所 示. 试件 No. 2、No. 5 为边柱节点,试件 No. 1、No. 3 和 No. 4 为角柱节点,试验参数为加载方式(单向加 载、双向轴对称加载和双向中心对称加载)、方钢管 柱宽厚比 D/ t(D/ t = 22 和 33),其中 D 为方钢管柱 截面宽度,t 为方钢管壁厚. 角柱节点两梁梁端加载 方向朝同一方向即为双向轴对称加载,朝相反方向 即为双向中心对称加载. 外加强环细部尺寸和加载 方式详图如图 2、3 所示,其中 兹b为梁变形角,R 为层 间位移角. 柱采用冷弯方钢管,高度均为 1625 mm, 截面尺寸为 200 mm 伊 200 mm. 梁采用 H 型钢,长度 为 1500 mm,截面尺寸为 300 mm 伊 120 mm 伊 6 mm 伊 12 mm,外加强环厚度为 12 mm. 梁柱通过外加强环 连接,三者之间均为焊接连接. 为降低焊接难度、提 高焊接质量,外加强环采用日本学者[12] 提出的分割 式加强环,加强环由两块板拼接构成,并在拼接处预 留 2 mm 的安装缝. 表 1 试件基本信息 Table 1 Basic information of specimens 编号 柱尺寸/ mm 梁尺寸/ mm 外加强环类型 加载方式 No. 1 No. 2 200 伊 200 伊 9 ﹙宽厚比 22 ﹚ 300 伊 120 伊 6 伊 12 类型 A 双向中心对称加载 类型 B 单向加载 No. 3 No. 4 No. 5 200 伊 200 伊 6 ﹙宽厚比 33 ﹚ 300 伊 120 伊 6 伊 12 类型 A 双向中心对称加载 类型 A 双向轴对称加载 类型 B 单向加载 1郾 2 材料性能 对试验所用钢材进行单向拉伸试验得到弹性模 量、屈服强度、拉伸强度、屈强比和伸长率,如表 2 所示. ·1006·

牟犇等：外加强环式H型钢梁-方钢管角柱节点抗震性能 ·1007· 1500 80200120 80200120 外加强环 安装缝 安装缝 梁300x120×6×12 柱200x200×9 120 120120160 80200120 200 单位：mm 单位：mm 柱截面 梁截面 (a) (b) 单位：mm 图2外加强环细部尺寸.(a)外加强环类型A:(b)外加强环 类型B 图1No.1试件详图 Fig.2 Details of external diaphragm:(a)type A of external dia- Fig.1 Details of specimen No.I phragm;(b)type B of external diaphragm (a) (b) 图3加载方式.(a)双向轴对称加载：(b)双向中心对称加载 Fig.3 Loading paths:(a)biaxial symmetrical loading;(b)biaxial center symmetrical loading 表2钢材的材料性能 Table 2 Material properties of steel 厚度/ 弹性模量/ 屈服强度/ 抗拉强度/ 屈强比/ 伸长率/ 材料 试件 mm (N.mm-2) (N.mm-2) (N.mm-2) % 外加强环 12.3 196000 294 433 68 之 No.1~No.5 翼缘 12.2 205000 343 510 67 25 No.1 ~No.5 腹板 6.0 190000 373 508 74 25 No.1 ~No.5 9.0 189000 371 432 86 41 No.I ~No.2 柱 6.1 185000 415 490 85 29 No.3 ~No.5 1.3试验方案 通过加载点上的作动器获得，L为加载点到柱边缘 试验装置图如图4所示，试验采用梁端加载方 的距离，测定方法和测点布置分别如图6、图7所 式，通过两个50t的TS液压伺服作动器与梁端连 示.其中，U为西向梁上侧水平位移，U为西向梁 接，施加低周往复荷载，加载点距离柱中心的距离为 下侧水平位移，V为西向梁加强环竖向位移，V为西 1500mm.柱顶、柱底分别通过上、下固定支座与加 向梁加强环竖向位移，U为南向梁上侧水平位移， 载框架刚接，固定支座约束方钢管角柱的水平移动 U为南向梁下侧水平位移，V,为南向梁加强环竖向 及转动. 位移，V为南向梁加强环竖向位移 加载历程曲线如图5所示.加载全程采用位移 西向梁与南向梁梁端转角分别按如下两个公式 控制加载，按层间位移角的0.002,0.005,0.01， 计算： 0.02,0.03,0.04rad加载，每级各循环2次：正向加 Vi -V.Ua-U 载到设备位移最大值或是无法安全加载时，试验停止 A.=L-D/2-d (1) 1.4测量计算 V2 -V,Ua-U. 梁端弯矩M=PL,其中，P为梁端作用的荷载， 0.=L-D/2-d (2)

牟 犇等: 外加强环式 H 型钢梁鄄鄄方钢管角柱节点抗震性能 图 1 No. 1 试件详图 Fig. 1 Details of specimen No. 1 图 2 外加强环细部尺寸. (a) 外加强环类型 A; ( b) 外加强环 类型 B Fig. 2 Details of external diaphragm: ( a) type A of external dia鄄 phragm; (b) type B of external diaphragm 图 3 加载方式. (a) 双向轴对称加载; (b) 双向中心对称加载 Fig. 3 Loading paths: (a) biaxial symmetrical loading; (b) biaxial center symmetrical loading 表 2 钢材的材料性能 Table 2 Material properties of steel 材料 厚度/ mm 弹性模量/ (N·mm - 2 ) 屈服强度/ (N·mm - 2 ) 抗拉强度/ (N·mm - 2 ) 屈强比/ % 伸长率/ % 试件 外加强环 12郾 3 196000 294 433 68 27 No. 1 ~ No. 5 翼缘 12郾 2 205000 343 510 67 25 No. 1 ~ No. 5 腹板 6郾 0 190000 373 508 74 25 No. 1 ~ No. 5 柱 9郾 0 189000 371 432 86 41 No. 1 ~ No. 2 6郾 1 185000 415 490 85 29 No. 3 ~ No. 5 1郾 3 试验方案 试验装置图如图 4 所示,试验采用梁端加载方 式,通过两个 50 t 的 MTS 液压伺服作动器与梁端连 接,施加低周往复荷载,加载点距离柱中心的距离为 1500 mm. 柱顶、柱底分别通过上、下固定支座与加 载框架刚接,固定支座约束方钢管角柱的水平移动 及转动. 加载历程曲线如图 5 所示. 加载全程采用位移 控制加载, 按层 间 位 移 角 的 0郾 002, 0郾 005, 0郾 01, 0郾 02,0郾 03,0郾 04 rad 加载,每级各循环 2 次;正向加 载到设备位移最大值或是无法安全加载时,试验停止. 1郾 4 测量计算 梁端弯矩 M = PL,其中,P 为梁端作用的荷载, 通过加载点上的作动器获得,L 为加载点到柱边缘 的距离,测定方法和测点布置分别如图 6、图 7 所 示. 其中,Uwu为西向梁上侧水平位移,Uwl为西向梁 下侧水平位移,Vw为西向梁加强环竖向位移,V1为西 向梁加强环竖向位移,Usu为南向梁上侧水平位移, Usl为南向梁下侧水平位移,Vs为南向梁加强环竖向 位移,V2为南向梁加强环竖向位移. 西向梁与南向梁梁端转角分别按如下两个公式 计算: 兹w = V1 - Vw L - D/ 2 - Uwl - Uwu db (1) 兹s = V2 - Vs L - D/ 2 - Usl - Usu db (2) ·1007·

·1008. 工程科学学报，第40卷，第8期 反力架 作动器 作动器 西向梁 南向梁 Nm刀 1500 单位：mm A断面图 图4加载示意图 Fig.4 Overall view of test setup 0.06 时，方钢管柱柱角上侧外加强环出现开裂，且试件达 0.04rad 到荷载峰值点，在正向和负向荷载作用下，试件的峰 0.04 0.03rad 值点弯矩值基本相等，由此可见加载方向对试件极 0.02 0.01rad 0.005rm 限承载力的影响十分有限，试件No.1的最终破坏 0.002m A 形态见图8(a)、(b). VV 试件No.2在加载初期与No.1相似，当加载至 塑性点之后时，外加强环发生明显的面外变形，由于 -0.04 外加强环板的作用，节点域下部的钢管柱内凹，形成 明显的挤压变形.荷载峰值点出现在R=0.O4rad -0.06 加载循环 第二圈，但相比No.1峰值点弯矩值（见表3）提高约 图5加载历程曲线 20%,由此可见，加载方式对试件的极限承载力有较 Fig.5 Loading history 大影响，试件No.2的最终破坏形态见图8(c)、 其中，D为方钢管柱宽度，d,为梁高. (d). 试件No.3在加载初期与No.1相似，荷载峰值 2试验现象分析 点同样出现在R=0.04ad第二圈，不同的是下侧加 试件No.1加载至R=0.02ad时，试件屈服，靠 强环出现开裂，试件No.3的最终破坏形态见图8 近柱角区域的外加强环上表面保护层开裂并伴随脱 (e)、(f). 落；随着加载的进行，当加载至R=0.03ad第一圈 试件No.4破坏形态与试件No.3相似，但试件 时，试件达到塑性点，当加载至R=0.04rad第二圈 No.4的峰值点弯矩值明显高于试件No.3,由此可 (a) b) 图6测量方法.(a)西向梁：(b)南向梁 Fig.6 Measuring method:(a)west beam;(b)south beam

工程科学学报,第 40 卷,第 8 期 图 4 加载示意图 Fig. 4 Overall view of test setup 图 5 加载历程曲线 Fig. 5 Loading history 其中,D 为方钢管柱宽度,db为梁高. 图 6 测量方法. (a) 西向梁; (b) 南向梁 Fig. 6 Measuring method: (a) west beam; (b) south beam 2 试验现象分析 试件 No. 1 加载至 R = 0郾 02 rad 时,试件屈服,靠 近柱角区域的外加强环上表面保护层开裂并伴随脱 落;随着加载的进行,当加载至 R = 0郾 03 rad 第一圈 时,试件达到塑性点,当加载至 R = 0郾 04 rad 第二圈 时,方钢管柱柱角上侧外加强环出现开裂,且试件达 到荷载峰值点,在正向和负向荷载作用下,试件的峰 值点弯矩值基本相等,由此可见加载方向对试件极 限承载力的影响十分有限,试件 No. 1 的最终破坏 形态见图 8(a)、(b). 试件 No. 2 在加载初期与 No. 1 相似,当加载至 塑性点之后时,外加强环发生明显的面外变形,由于 外加强环板的作用,节点域下部的钢管柱内凹,形成 明显的挤压变形. 荷载峰值点出现在 R = 0郾 04 rad 第二圈,但相比 No. 1 峰值点弯矩值(见表 3)提高约 20% ,由此可见,加载方式对试件的极限承载力有较 大影响,试件 No. 2 的最终破坏形态见图 8 ( c)、 (d). 试件 No. 3 在加载初期与 No. 1 相似,荷载峰值 点同样出现在 R = 0郾 04 rad 第二圈,不同的是下侧加 强环出现开裂,试件 No. 3 的最终破坏形态见图 8 (e)、(f). 试件 No. 4 破坏形态与试件 No. 3 相似,但试件 No. 4 的峰值点弯矩值明显高于试件 No. 3,由此可 ·1008·

牟犇等：外加强环式H型钢梁-方钢管角柱节点抗震性能 ·1009· 西 单位：mm 单位：mm (a） (b) 图7测点布置.(a)上侧加强环：(b)下侧加强环 Fig.7 Layout of measuring points:(a)the top of the exterior diaphragm;(b)the bottom of the exterior diaphragm (bi d (e) 图8各试件最终破坏形态.(a)No.1:(b)No.1上侧加强环开裂：(c)No.2加强环屈曲：(d)Na.2钢管壁内凹：(c)No.3:()No.3下 侧加强环开裂：（g)Na.4;(h)No.4上侧加强环开裂：(i)o.5加强环屈曲：(j)No.5钢管柱壁内凹 Fig.8 Final destroy form of specimens:(a)No.1;(b)No.I brittle fracture on the top of the exterior diaphragm;(c)No.2 local buckling of the exterior diaphragm;(d)No.2 the innies deformation of the steel tubular;(e)No.3;(f)No.3 brittle fracture on the bottom of the exterior dia- phragm;(g)No.4;(h)No.4 brittle fracture on the top of the exterior diaphragm;(i)No.5 local buckling of the exterior diaphragm;(j)No.5 the innies deformation of the steel tubular 见，双向加载作用下，不同的加载方式同样对试件极 双向荷载作用下的试件(No.1、No.3、No.4),方钢管 限承载力产生较大影响.试件No.4的最终破坏形 柱柱角加强环均出现开裂现象，原因是在柱角施焊 态见图8(g)、(h). 时外加强环环角边缘应力集中，且在双向荷载作用 试件No.5破坏形态与试件No.2相似，但试件 下，双向施加的荷载经梁翼缘传递到外加强环，在外 No.2的峰值点弯矩值相比试件No.5提高约16%， 加强环环角区域产生应力叠加.单向荷载作用下的 由此可见，宽厚比对试件极限承载力有较大影响. 试件(No.2、No.5)均表现为外加强环屈曲和方管柱 试件No.5的最终破坏形态见图8(i)、(j) 面外变形，原因是外加强环屈服强度偏低.而相比 各试件在整个加载过程中，焊缝均未出现开裂 双向加载试件，未看到外加强环开裂，说明加载方式 现象，各试件表现出优越的延性性能和耗能能力. 对试件破坏形态影响较大

牟 犇等: 外加强环式 H 型钢梁鄄鄄方钢管角柱节点抗震性能 图 7 测点布置. (a) 上侧加强环; (b) 下侧加强环 Fig. 7 Layout of measuring points: (a) the top of the exterior diaphragm; (b) the bottom of the exterior diaphragm 图 8 各试件最终破坏形态. (a) No. 1; (b) No. 1 上侧加强环开裂; (c) No. 2 加强环屈曲; (d) No. 2 钢管壁内凹; (e) No. 3; (f) No. 3 下 侧加强环开裂; (g) No. 4; (h) No. 4 上侧加强环开裂; (i) No. 5 加强环屈曲; (j) No. 5 钢管柱壁内凹 Fig. 8 Final destroy form of specimens: (a) No. 1; (b) No. 1 brittle fracture on the top of the exterior diaphragm; (c) No. 2 local buckling of the exterior diaphragm; (d) No. 2 the innies deformation of the steel tubular; ( e) No. 3; ( f) No. 3 brittle fracture on the bottom of the exterior dia鄄 phragm; (g) No. 4; (h)No. 4 brittle fracture on the top of the exterior diaphragm; (i) No. 5 local buckling of the exterior diaphragm; (j) No. 5 the innies deformation of the steel tubular 见,双向加载作用下,不同的加载方式同样对试件极 限承载力产生较大影响. 试件 No. 4 的最终破坏形 态见图 8(g)、(h). 试件 No. 5 破坏形态与试件 No. 2 相似,但试件 No. 2 的峰值点弯矩值相比试件 No. 5 提高约 16% , 由此可见,宽厚比对试件极限承载力有较大影响. 试件 No. 5 的最终破坏形态见图 8(i)、(j). 各试件在整个加载过程中,焊缝均未出现开裂 现象,各试件表现出优越的延性性能和耗能能力. 双向荷载作用下的试件(No. 1、No. 3、No. 4),方钢管 柱柱角加强环均出现开裂现象,原因是在柱角施焊 时外加强环环角边缘应力集中,且在双向荷载作用 下,双向施加的荷载经梁翼缘传递到外加强环,在外 加强环环角区域产生应力叠加. 单向荷载作用下的 试件(No. 2、No. 5)均表现为外加强环屈曲和方管柱 面外变形,原因是外加强环屈服强度偏低. 而相比 双向加载试件,未看到外加强环开裂,说明加载方式 对试件破坏形态影响较大. ·1009·

·1010 工程科学学报，第40卷，第8期 表3试件的剪切刚度、屈服点及塑性点 Table 3 Experimental stiffness and shear strength of specimens K/ M,/ M。/ 试件编号 加载方向 8,/ad 8,/ad Ma/ (kN.rad-1) (kN.m) (kN-m) (kN.m) 正向 17698 138 0.0107 178 0.0208 207 No.1-西向梁 负向 17690 143 0.0114 175 0.0191 208 正向 17958 131 0.0108 174 0.0204 197 No.1-南向梁 负向 18627 135 0.0103 177 0.0199 207 正向 20709 168 0.0119 214 0.0213 246 No.2 负向 20385 166 0.0119 209 0.0206 241 正向 17030 113 0.0093 156 0.0206 180 No.3-西向梁 负向 16500 108 0.0091 157 0.0223 178 正向 13769 123 0.0140 164 0.0259 174 No.3-南向梁 负向 14239 121 0.0131 164 0.0265 171 正向 20838 129 0.0085 166 0.0162 202 No.4-西向梁 负向 21298 128 0.0085 163 0.0156 206 正向 18032 164 0.0117 184 0.0166 205 No.4-南向梁 负向 18161 127 0.0093 167 0.0189 207 正向 18356 139 0.0107 181 0.0204 211 No.5 负向 19001 140 0.0106 177 0.0189 208 注：K为剪切刚度：M,为屈服点弯矩值：0，为屈服弦转角：M。为塑性点弯矩值：0。为塑性弦转角；M为峰值点弯矩值. 3试验结果分析 捏拢现象，说明试件的耗能能力良好，图中实心原点 表示荷载峰值点.No.4-南向梁试件负向弦转角明 3.1滞回性能 显大于正向弦转角，是由于在加载过程中，南向梁出 各个试件的梁端弯矩与梁端转角滞回曲线如图 现了扭转.双向加载的各试件(No.1,No.3,No.4) 9所示.图中所有试件的滞回曲线饱满，无明显的 西向梁与南向梁滞回曲线未能很好的吻合，主要原 300r 300 300r a b 200 200 200 -0.08 =0.0 0.040.08 -0.08 -0.04 0.040.08 -0.08 -0.04 0.040.08 梁变形角lrad 梁变形角rad 梁变形角/rad 一西向梁 -200 一西向梁 一…南向梁 一一一·南向梁 -300 -300 -3001 300 300 200 200 -0.08 -0.04 0.040.08 -0.08 -0.04 0.040.08 梁变形角rad 梁变形角rad 一西向梁 0 -一…南向梁 -300 -300 图9各试件梁端弯矩与梁端弦转角滞回曲线.(a)No.1:(b)No.2:(c)No.3:(d)No.4:(e)No.5 Fig.9 Beam moment-rotation angle curves of specimens:(a)No.1;(b)No.2;(c)No.3;(d)No.4;(e)No.5

工程科学学报,第 40 卷,第 8 期 表 3 试件的剪切刚度、屈服点及塑性点 Table 3 Experimental stiffness and shear strength of specimens 试件编号 加载方向 Ke / (kN·rad - 1 ) My / (kN·m) 兹y / rad Mp / (kN·m) 兹p / rad Mmax / (kN·m) No. 1鄄鄄西向梁 正向 17698 138 0郾 0107 178 0郾 0208 207 负向 17690 143 0郾 0114 175 0郾 0191 208 No. 1鄄鄄南向梁 正向 17958 131 0郾 0108 174 0郾 0204 197 负向 18627 135 0郾 0103 177 0郾 0199 207 No. 2 正向 20709 168 0郾 0119 214 0郾 0213 246 负向 20385 166 0郾 0119 209 0郾 0206 241 No. 3鄄鄄西向梁 正向 17030 113 0郾 0093 156 0郾 0206 180 负向 16500 108 0郾 0091 157 0郾 0223 178 No. 3鄄鄄南向梁 正向 13769 123 0郾 0140 164 0郾 0259 174 负向 14239 121 0郾 0131 164 0郾 0265 171 No. 4鄄鄄西向梁 正向 20838 129 0郾 0085 166 0郾 0162 202 负向 21298 128 0郾 0085 163 0郾 0156 206 No. 4鄄鄄南向梁 正向 18032 164 0郾 0117 184 0郾 0166 205 负向 18161 127 0郾 0093 167 0郾 0189 207 No. 5 正向 18356 139 0郾 0107 181 0郾 0204 211 负向 19001 140 0郾 0106 177 0郾 0189 208 注:Ke为剪切刚度;My为屈服点弯矩值;兹y为屈服弦转角;Mp为塑性点弯矩值;兹p为塑性弦转角;Mmax为峰值点弯矩值. 图 9 各试件梁端弯矩与梁端弦转角滞回曲线. (a) No. 1; (b) No. 2; (c) No. 3; (d) No. 4; (e) No. 5 Fig. 9 Beam moment鄄rotation angle curves of specimens: (a) No. 1; (b) No. 2; (c) No. 3; (d) No. 4; (e) No. 5 3 试验结果分析 3郾 1 滞回性能 各个试件的梁端弯矩与梁端转角滞回曲线如图 9 所示. 图中所有试件的滞回曲线饱满,无明显的 捏拢现象,说明试件的耗能能力良好,图中实心原点 表示荷载峰值点. No. 4鄄鄄南向梁试件负向弦转角明 显大于正向弦转角,是由于在加载过程中,南向梁出 现了扭转. 双向加载的各试件(No. 1,No. 3,No. 4) 西向梁与南向梁滞回曲线未能很好的吻合,主要原 ·1010·

牟犇等：外加强环式H型钢梁-方钢管角柱节点抗震性能 ·1011· 因是，加载框架在西、南两个方向刚度的差异所引 件西、南方向梁刚度与承载能力基本相同. 起，需要进一步对各试件骨架曲线进行分析 图11(a)、(b)可以看出，双向中心对称加载 3.2骨架曲线及主要性能点 (No.1)作用下试件的承载力要低于单向加载(No. 试件的骨架曲线由各级加载峰值荷载点的连线 2),而双向轴对称加载作用下(No.4)的试件与单向 得到，各试件的骨架曲线形状相似.由图10(a)、 加载作用下(No.5)试件的刚度及承载力基本一致. (b)、(c)可以看出，双向加载作用下西向梁与南向 图12(a)、(b)可以看出，方钢管柱宽厚比对试件 梁的骨架曲线趋于一致，表明双向荷载作用下各试 承载力有一定影响，宽厚比越大，试件承载力就越小. 300 300 300 (a) (b) (⊙ 200 200 200 安100 100 -004 -0.02 0.020.04 -0.04 -0.02 0.020.04 -0.04 -0.02 0.020.04 0 梁变形角/rad 00 梁变形角lrad 梁变形角ad 200 一西向梁 -200 西向梁 -200 西向梁 。南向梁 。南向梁 ●南向梁 -300 -300 -3001 图10双向加载试件的骨架曲线.(a)No.1:(b)No.3:(c)No.4 Fig.10 Skeleton curves of double direction loading specimens:(a)No.1;(b)No.3;(c)No.4 300r (b) 200 200 100 100 -0.04 -0.02 0.020.04 -0.04 -0.02 0.02 0.04 梁变形角/rd 梁变形角rad -200 -量-No.1 200 量-No.3 -垂-No.2 ●-No.4 -▲-No5 -300 -300 图11加载方式对承载力的影响.(a)No.1与No.2骨架曲线：(b)No.3与No.5骨架曲线 Fig.11 Effect of loading mode on bearing capacity:(a)skeleton curves of No.I and No.2;(b)skeleton curves of No.3 and No.5 300r 300 (b) 200 200 100 -0.04 -0.02 0.02 0.04 -0.04 -0.02 0.02 0.04 梁变形角/ad 梁变形角ad -200 -No.I 200 -N0.3 +居 -300 -300 图12宽厚比对承载力的影响.(a)No.1与No.3骨架曲线：(b)No.2与No.5骨架曲线 Fig.12 Effect of width-to-thickness ratio on bearing capacity:(a)skeleton curves of No.I and No.3;(b)skeleton curves of No.2 and No.5 各试件的剪切刚度、屈服点、塑性点由骨架曲线 od)3-)确定（屈服点取1/3K切点，塑性点取1/6 来确定.试件的剪切刚度用K表示，采用的是荷载 K切点)，如图13所示.各试件的剪切刚度、屈服点 达到第一个层间位移角0.002rad时的割线刚度；屈 弯矩值、屈服弦转角、塑性点弯矩值、塑性弦转角及 服，点及塑性点采用斜率因子法(Slope factor meth- 峰值点弯矩值如表3所示.由表中可以看出随着宽

牟 犇等: 外加强环式 H 型钢梁鄄鄄方钢管角柱节点抗震性能 因是,加载框架在西、南两个方向刚度的差异所引 起,需要进一步对各试件骨架曲线进行分析. 3郾 2 骨架曲线及主要性能点 试件的骨架曲线由各级加载峰值荷载点的连线 得到,各试件的骨架曲线形状相似. 由图 10 ( a)、 (b)、(c)可以看出,双向加载作用下西向梁与南向 梁的骨架曲线趋于一致,表明双向荷载作用下各试 件西、南方向梁刚度与承载能力基本相同. 图 11 ( a)、( b) 可以看出,双向中心对称加载 (No. 1)作用下试件的承载力要低于单向加载(No. 2),而双向轴对称加载作用下(No. 4)的试件与单向 加载作用下(No. 5)试件的刚度及承载力基本一致. 图12(a)、(b)可以看出,方钢管柱宽厚比对试件 承载力有一定影响,宽厚比越大,试件承载力就越小. 图 10 双向加载试件的骨架曲线. (a) No. 1; (b) No. 3; (c) No. 4 Fig. 10 Skeleton curves of double direction loading specimens: (a) No. 1; (b) No. 3; (c) No. 4 图 11 加载方式对承载力的影响. (a) No. 1 与 No. 2 骨架曲线; (b) No. 3 与 No. 5 骨架曲线 Fig. 11 Effect of loading mode on bearing capacity: (a) skeleton curves of No. 1 and No. 2; (b) skeleton curves of No. 3 and No. 5 图 12 宽厚比对承载力的影响. (a) No. 1 与 No. 3 骨架曲线; (b) No. 2 与 No. 5 骨架曲线 Fig. 12 Effect of width鄄to鄄thickness ratio on bearing capacity: (a) skeleton curves of No. 1 and No. 3; (b) skeleton curves of No. 2 and No. 5 各试件的剪切刚度、屈服点、塑性点由骨架曲线 来确定. 试件的剪切刚度用 Ke表示,采用的是荷载 达到第一个层间位移角 0郾 002 rad 时的割线刚度;屈 服点及塑性点采用斜率因子法( Slope factor meth鄄 od) [13鄄鄄14]确定(屈服点取 1 / 3 Ke切点,塑性点取 1 / 6 Ke切点),如图 13 所示. 各试件的剪切刚度、屈服点 弯矩值、屈服弦转角、塑性点弯矩值、塑性弦转角及 峰值点弯矩值如表 3 所示. 由表中可以看出随着宽 ·1011·

·1012. 工程科学学报，第40卷，第8期 厚比的增加，试件屈服点弯矩值、塑性点弯矩值以及 剪切刚度均呈减小的趋势：单向加载作用下试件 (No.2)的屈服点弯矩值、塑性点弯矩值以及剪切刚 16K 度均明显高于双向中心对称加载(No.1),而单向加 载作用下试件(No.5)与双向轴对称加载的试件 1/3K (No.4)则没有明显的差别：峰值点弯矩值随着宽厚 比的增加而减小，单向作用下试件的峰值点弯矩值 要明显高于双向中心对称加载，而与双向轴对称加 载作用下则无明显差异. 3.3外加强环的应变分析 0/rad 外加强环的应变由粘贴在外环板上下两个表面 图13主要性能点定义 的应变片测得，布置位置如图14(a)所示.S1~S4 Fig.13 Definition of main performance points 为外加强环南向梁上侧应变片，S5~S8为外加强环 南向梁下侧应变片，W1~W4为外加强环西向梁上 服点和塑性点后，加载方式对外环板应变分布的影 侧应变片，W5~W8为外加强环西向梁下侧应变片. 响十分明显. 外加强环的应变分布如图14(b)~()所示，横纵坐 将双向中心对称加载的试件(No.1和No.3)和 标分别表示在西、南两个方向外加强环的应变.其 单向加载的试件(No.2和No.5)进行比较，发现W6 中，空心圆圈、实心三角形和实心四边形分别表示试 和S2的应变有所降低，而W5和S1的应变值增长 件在弹性阶段、屈服点和塑性点时的应变.随着加 十分明显，这是钢管圆弧角部附近外环板撕裂的直 载级别的增加，外环板的应变逐级提高.当试件处 接原因.然而，双向轴对称加载的试件(No.4)外环 于弹性阶段，加载方式和钢管壁厚这两个试验变量 板的应力分布与单向加载试件(No.2和No.5)相 对外环板应变的分布影响十分有限.但试件到达屈 同.当试件到达塑性点时，外环板的测点应变在 S4 S3 南 2S1 应变/% (S8)(S7) 6)($5)WI 1.0 (W5 屈服应力 《 W2 (W6 W3 应变/% W7) 应变片乙 应变% W4 粘贴位置 山uL 0 0.5 1.0 (V8) 00.51.0 (b) e 应变% 应变% 1.0 10 0.5 应变% 山 应变/% 0 0.5 1.0 应变% 山山 00.51.0 0 0.5 1.0 (d) ) 图14外加强环应变片粘贴位置及外加强环应变分布图.(a)应变片粘贴位置：(b)No.1:(c)No.2:(d)No.3:(e)No.4:(f)No.5 Fig.14 Location of strain gages and the strain distribution of the exterior diaphragm:(a)the location of strain gages;(b)No.1;(c)No.2;(d) No.3:(e)No.4:(f)No.5

工程科学学报,第 40 卷,第 8 期 厚比的增加,试件屈服点弯矩值、塑性点弯矩值以及 剪切刚度均呈减小的趋势;单向加载作用下试件 (No. 2)的屈服点弯矩值、塑性点弯矩值以及剪切刚 度均明显高于双向中心对称加载(No. 1),而单向加 载作用下试件(No. 5) 与双向轴对称加载的试件 (No. 4)则没有明显的差别;峰值点弯矩值随着宽厚 比的增加而减小,单向作用下试件的峰值点弯矩值 要明显高于双向中心对称加载,而与双向轴对称加 载作用下则无明显差异. 图 14 外加强环应变片粘贴位置及外加强环应变分布图. (a) 应变片粘贴位置; (b) No. 1; (c) No. 2; (d) No. 3; (e) No. 4; (f) No. 5 Fig. 14 Location of strain gages and the strain distribution of the exterior diaphragm: (a) the location of strain gages; (b) No. 1; (c) No. 2; (d) No. 3; (e) No. 4; (f) No. 5 3郾 3 外加强环的应变分析 外加强环的应变由粘贴在外环板上下两个表面 的应变片测得,布置位置如图 14( a)所示. S1 ~ S4 为外加强环南向梁上侧应变片,S5 ~ S8 为外加强环 南向梁下侧应变片,W1 ~ W4 为外加强环西向梁上 侧应变片,W5 ~ W8 为外加强环西向梁下侧应变片. 外加强环的应变分布如图 14(b) ~ (f)所示,横纵坐 标分别表示在西、南两个方向外加强环的应变. 其 中,空心圆圈、实心三角形和实心四边形分别表示试 件在弹性阶段、屈服点和塑性点时的应变. 随着加 载级别的增加,外环板的应变逐级提高. 当试件处 于弹性阶段,加载方式和钢管壁厚这两个试验变量 对外环板应变的分布影响十分有限. 但试件到达屈 图 13 主要性能点定义 Fig. 13 Definition of main performance points 服点和塑性点后,加载方式对外环板应变分布的影 响十分明显. 将双向中心对称加载的试件(No. 1 和 No. 3)和 单向加载的试件(No. 2 和 No. 5)进行比较,发现 W6 和 S2 的应变有所降低,而 W5 和 S1 的应变值增长 十分明显,这是钢管圆弧角部附近外环板撕裂的直 接原因. 然而,双向轴对称加载的试件(No. 4)外环 板的应力分布与单向加载试件(No. 2 和 No. 5) 相 同. 当试件到达塑性点时,外环板的测点应变在 ·1012·

牟犇等：外加强环式H型钢梁-方钢管角柱节点抗震性能 ·1013· 0.005~0.01之间.因此，对带有外环板的节点试 当层间变形角到达每个加载级的峰值时，节点 件，需要考虑外环板变形对整个试件剪切变形的 域的剪切变形角如图16所示.无论角柱试件在中 影响. 心对称荷载作用还是在轴对称荷载作用下，南向梁 3.4节点域剪切变形 侧的节点域剪切变形角均略高于西向梁侧的节点域 节点域的剪切变形，是衡量节点剪切变形能力 剪切变形角.这主要原因是南向梁侧加载刚度较西 的重要指标之一.节点域的剪切变形角由安置在节 向梁侧加载刚度低，导致加载过程中，南向梁侧出现 点域上的两个对角位移计测量后（见图15），按公式 较大的扭转，使得节点域的变形测量值变大.从图 (3)计算得到. 中，可以明显看出，随着层间位移角的增大，节点域 剪切变形角随之增加.当层间位移角达到0.04rad 时，所有试件的节点域剪切变形角均达到总变形量 的25%. 3.5刚度退化 试件各级加载的刚度退化按下式计算： 0:3 (4) 式中，K为第j级加载的刚度，M,为第j级加载第i 次循环的梁端最大弯矩，O,为M对应的梁端弦 转角. 图15节点域变形 Fig.15 Deformation of panel zone 各个试件刚度在整个加载过程中的退化规律如 图17所示.加载至R=0.02ad之前，各试件刚度 (d,-d)-(d2-d) 退化较快，且正负向刚度存在一定的差异，产生差异 0。= 2L cos a (3) 的原因是：在加载初期，梁端施加位移较小，加载装 其中：0。为节点域的剪切变形角；L,为节点域的竖向 置、连接装置及试件之间存在的缝隙会引起相应的 测量高度；b,为节点域的水平测量宽度；d为变形前 测量误差.当加载至R=0.02rad之后，各试件刚度 节点域对角线长度；α为变形前节点域对角线与底 退化的趋势开始变的相对缓慢，且正负向刚度也趋 边夹角：d、d,为变形后节点域对角线长度. 于一致.各试件的塑性点与屈服点的刚度比值K 0.02 0.02 0.02 a 口一西向节点域 (b) 口一西向节点域 (c) 口一西向节点城 一O一南向节点域 O一南向节点域 0.01 001 0.01 00Q-0 8 0Q-0 000- 0.01 0.02 0.03 0.04 0.01 0.02 0.03 0.04 0.01 0.02 0.03 0.04 R/rad R/rad R/rad 0.02 0.02 d 口一西向节点域 e 口一西向节点域 一0一南向节点城 ● ■ 0 0.01 0.020.03 0.04 0.01 0.020.030.04 R/rad R/rad 图16节点域剪切变形角.(a)No.1:(b)No.2:(e)No.3:(d)No.4:(e)No.5 Fig.16 Shear deformation on angle of panel zones:(a)No.I;(b)No.2;(c)No.3;(d)No.4;(e)No.5

牟 犇等: 外加强环式 H 型钢梁鄄鄄方钢管角柱节点抗震性能 0郾 005 ~ 0郾 01 之间. 因此,对带有外环板的节点试 件,需要考虑外环板变形对整个试件剪切变形的 影响. 3郾 4 节点域剪切变形 节点域的剪切变形,是衡量节点剪切变形能力 的重要指标之一. 节点域的剪切变形角由安置在节 点域上的两个对角位移计测量后(见图 15),按公式 (3)计算得到. 图 15 节点域变形 Fig. 15 Deformation of panel zone 兹p = (d1 - d) - (d2 - d) 2Lp cos 琢 (3) 图 16 节点域剪切变形角. (a) No. 1; (b) No. 2; (c) No. 3; (d) No. 4; (e) No. 5 Fig. 16 Shear deformation on angle of panel zones: (a) No. 1; (b) No. 2; (c) No. 3; (d) No. 4; (e) No. 5 其中:兹p为节点域的剪切变形角;Lp为节点域的竖向 测量高度;bp为节点域的水平测量宽度;d 为变形前 节点域对角线长度;琢 为变形前节点域对角线与底 边夹角;d1 、d2为变形后节点域对角线长度. 当层间变形角到达每个加载级的峰值时,节点 域的剪切变形角如图 16 所示. 无论角柱试件在中 心对称荷载作用还是在轴对称荷载作用下,南向梁 侧的节点域剪切变形角均略高于西向梁侧的节点域 剪切变形角. 这主要原因是南向梁侧加载刚度较西 向梁侧加载刚度低,导致加载过程中,南向梁侧出现 较大的扭转,使得节点域的变形测量值变大. 从图 中,可以明显看出,随着层间位移角的增大,节点域 剪切变形角随之增加. 当层间位移角达到 0郾 04 rad 时,所有试件的节点域剪切变形角均达到总变形量 的 25% . 3郾 5 刚度退化 试件各级加载的刚度退化按下式计算: Kj = 移 2 i = 1 Mi,j 移 2 i = 1 兹i,j (4) 式中,Kj为第 j 级加载的刚度,Mi,j为第 j 级加载第 i 次循环的梁端最大弯矩, 兹i,j 为 Mi,j 对应的梁端弦 转角. 各个试件刚度在整个加载过程中的退化规律如 图 17 所示. 加载至 R = 0郾 02 rad 之前,各试件刚度 退化较快,且正负向刚度存在一定的差异,产生差异 的原因是:在加载初期,梁端施加位移较小,加载装 置、连接装置及试件之间存在的缝隙会引起相应的 测量误差. 当加载至 R = 0郾 02 rad 之后,各试件刚度 退化的趋势开始变的相对缓慢,且正负向刚度也趋 于一致. 各试件的塑性点与屈服点的刚度比值 Kp / ·1013·

.1014. 工程科学学报，第40卷，第8期 24 24 24 一正向荷载 (b) 一正向荷授 一正向荷载 20 ◆一负向荷载 20 ·负向荷截 20 ·负向荷截 6 6 16 12 ·.NI 12 12 8 8 0 001 0020.03 0.04 0 0.010.020.03 0.04 0.01 0.020.03 0.04 R/rad R/rad R/rad 24 24 24 d 正向荷载 (e) ·一正向荷载 (f) 一正向荷载 20 。负向荷载 20 ·负向荷载 20 ·负向荷载 16 PE 16 16 2 12 8 0.01 0.020.03 0.04 0.01 0.020.03 0.04 0 0.010.020.03 0.04 R/rad R/rad R/rad 2A 鲁一正向荷载 A 。一正向荷载 20 ·负向荷载 20 。负向荷载 16 16 12 ·NN 8 0.01 0.020.030.04 0.01 0.020.03 0.04 R/rad R/rad 图17各试件的K-0曲线.(a)No.1-西向梁：(b)No.1-南向梁：(c)No.2:(d)No.3-西向梁；(e)No.3-南向梁：()No.5:(g)No 4-西向梁：(h)No.4-南向梁 Fig.17 K-0 curves of specimens:(a)No.1-west beam;(b)No.1-south beam;(c)No.2;(d)No.3-west beam;(e)No.3-south beam;(f) No.5;(g)No.4-west beam:(h)No.4-south beam K,当R=0.04rad时的刚度与屈服点时的刚度比值 3.6耗能能力 Ko.o/K见表4.各试件K。/K比值差别较大，在 试件每个循环耗散的能量用该循环的梁端弯 0.5~0.83之间：K4e4/K的比值在0.36~0.68之间. 矩-梁端弦转角滞回曲线包围的面积来衡量[5].各 试件每个循环耗能E和累计耗能E,随加载过程的 表4K,/K,和K4/K 变化分别如图18、19所示 Table 4 K/K and Ko.o/Ky 在加载至R=0.01rad之前，各试件均处于弹性 K/K Ko.ot ma/Ky 试件编号 阶段，没有发生塑性变形，耗能基本为零：加载至R 正向 负向 正向 负向 =0.01rad之后，各试件的每个循环耗能及累计耗 No.1-西向梁 0.73 0.79 0.58 0.57 能随着弦转角的增大而增大；当加载至R=0.O3rad No.1-南向梁 0.50 0.73 0.37 0.56 之后，开始表现出明显的差异.可以看出，随着宽厚 No.2 0.75 0.74 0.60 0.59 比的增加，各试件的耗能呈减小的趋势：宽厚比相同 No.3-西向梁 0.81 0.83 0.65 0.68 No.3-南向梁 0.82 0.78 0.68 0.67 时，双向中心对称加载(No.1)试件耗能能力高于单 No.4-西向梁 0.77 0.59 0.59 0.36 向加载(No.2),双向轴对称加载(No.4)试件耗能 No.4-南向梁 0.76 0.79 0.59 0.66 能力与单向加载(No.5)趋于一致.试件在整个加 No.5 0.76 0.73 0.61 0.58 载过程中的总耗能主要与试件的变形能力有关. 注：K,、K。Ko.0d分别为屈服点、塑性点和弦转角为0.04rad时 各试件的等效黏滞阻尼系数h.随着加载过程 的刚度 的变化如图20所示.随着各试件弦转角的增加，等

工程科学学报,第 40 卷,第 8 期 图 17 各试件的 Kj 鄄鄄 兹 曲线. (a) No. 1鄄鄄西向梁;(b) No. 1鄄鄄南向梁; (c) No. 2; (d) No. 3鄄鄄西向梁; (e) No. 3鄄鄄南向梁; (f) No. 5; (g) No. 4鄄鄄西向梁; (h) No. 4鄄鄄南向梁 Fig. 17 Kj 鄄鄄 兹 curves of specimens: (a) No. 1鄄鄄west beam; (b) No. 1鄄鄄south beam; (c) No. 2; (d) No. 3鄄鄄west beam; (e) No. 3鄄鄄south beam; (f) No. 5; (g) No. 4鄄鄄west beam; (h) No. 4鄄鄄south beam Ky,当 R = 0郾 04 rad 时的刚度与屈服点时的刚度比值 K0郾 04 rad / Ky见表 4. 各试件 Kp / Ky 比值差别较大,在 0郾 5 ~0郾 83 之间;K0郾 04 rad / Ky的比值在0郾 36 ~0郾 68 之间. 表 4 Kp / Ky和 K0郾 04 rad / Ky Table 4 Kp / Ky and K0郾 04 rad / Ky 试件编号 Kp / Ky K0郾 04 rad / Ky 正向 负向 正向 负向 No. 1鄄鄄西向梁 0郾 73 0郾 79 0郾 58 0郾 57 No. 1鄄鄄南向梁 0郾 50 0郾 73 0郾 37 0郾 56 No. 2 0郾 75 0郾 74 0郾 60 0郾 59 No. 3鄄鄄西向梁 0郾 81 0郾 83 0郾 65 0郾 68 No. 3鄄鄄南向梁 0郾 82 0郾 78 0郾 68 0郾 67 No. 4鄄鄄西向梁 0郾 77 0郾 59 0郾 59 0郾 36 No. 4鄄鄄南向梁 0郾 76 0郾 79 0郾 59 0郾 66 No. 5 0郾 76 0郾 73 0郾 61 0郾 58 注:Ky、Kp 、K0郾 04 rad分别为屈服点、塑性点和弦转角为 0郾 04 rad 时 的刚度. 3郾 6 耗能能力 试件每个循环耗散的能量用该循环的梁端弯 矩鄄鄄梁端弦转角滞回曲线包围的面积来衡量[15] . 各 试件每个循环耗能 E 和累计耗能 Ea随加载过程的 变化分别如图 18、19 所示. 在加载至 R = 0郾 01 rad 之前,各试件均处于弹性 阶段,没有发生塑性变形,耗能基本为零;加载至 R = 0郾 01 rad 之后,各试件的每个循环耗能及累计耗 能随着弦转角的增大而增大;当加载至 R = 0郾 03 rad 之后,开始表现出明显的差异. 可以看出,随着宽厚 比的增加,各试件的耗能呈减小的趋势;宽厚比相同 时,双向中心对称加载(No. 1)试件耗能能力高于单 向加载(No. 2),双向轴对称加载(No. 4) 试件耗能 能力与单向加载(No. 5) 趋于一致. 试件在整个加 载过程中的总耗能主要与试件的变形能力有关. 各试件的等效黏滞阻尼系数 he随着加载过程 的变化如图 20 所示. 随着各试件弦转角的增加,等 ·1014·