采用单侧角钢的梁柱可更换连接件抗震性能试验研究

孙东德，杨 勇,2，马银科，周会垚，薛亦聪，于云龙,2

(1. 西安建筑科技大学土木工程学院，陕西，西安 710054；2. 西安建筑科技大学结构工程与抗震教育部重点实验室，陕西，西安 710055)

可更换结构体系是指将结构某部位削弱或设置延性耗能构件，并与主体结构通过方便拆卸的方式连接，在地震作用下，控制破坏集中于此处，从而保护主体结构不受破坏或只受微小破坏，震后只需更换该构件即可恢复结构的功能[1]。

近年众多国内外学者开展了可更换结构的相关研究，目前已取得了良好的进展。纪晓东等[2 − 6]对采用端板连接、全螺栓拼接板连接等4种不同形式的可更换钢连梁进行了研究，结果表明可更换连梁具有良好的滞回耗能能力且震后方便更换。王晨[7]、欧进萍等提出了一种用于装配式钢结构中的预制装配梁端钢板耗能铰节点，通过拟静力试验和数值模拟对该种新型节点进行了研究，结果表明对于采用该种耗能铰节点的结构可实现震时变形和耗能集中于节点钢板，震后更换钢板实现结构功能的恢复。

在可更换结构体系的基础上，将自复位功能引入其中逐渐成为研究的热点[8]。自复位结构的主要思想为利用预应力钢绞线连接各结构构件并提供地震恢复力；前期在结构设计中设置转动面和耗能构件，地震时通过转动面的转动和耗能构件的塑性变形来耗散地震能量，通过预应力钢绞线提供的预应力使得结构恢复到原有状态。

对于可更换自复位梁柱节点，Ricles等[9]率先提出了一种自复位梁柱节点并进行了相关研究，结果表明该节点具有良好的抗震性能且具有良好的自复位能力。国外学者在该梁柱节点的基础上对设置在梁柱连接处的摩擦阻尼器进行了众多创新性设计[10 − 12]。

同时，国内众多学者近年来在自复位梁柱节点方面也开展了相应的研究。邹昀等[13]提出了一种采用“干式”拼接方法且通过预应力筋提供自复位能力的装配式框架节点。通过ABAQUS数值模拟分析，表明预应力筋数量和张拉应力对该节点抗震性能影响大，该研究成果对装配式框架的推广应用有一定指导意义。李灿军等[14]提出了在梁柱节点中引入NAO摩擦耗能器和超弹性形状记忆合金(SMA)杆，形成摩擦耗能型SMA杆自复位梁柱节点，有效解决了传统梁柱节点震后残余变形较大和耗能较低的问题。钱辉等[15]提出了基于超弹性SMA筋的功能自恢复梁柱节点，通过OpenSees软件建立节点有限元模型进行了数值分析，并与现有试验结果进行了对比，结果表明该模型能较好地模拟自复位SMA筋节点在低周往复荷载作用力下的“双旗形”滞回性能。朱丽华等[16]开展一种腹板摩擦式自复位圆钢管混凝土柱-钢梁连接节点的抗震性能试验，研究结果表明该种连接节点具有良好的耗能和自复位能力，且自复位能力随钢绞线预应力的增大而提高，节点耗能能力随腹板摩擦装置螺栓的预紧力的增大而提高。国内学者蔡小宁等[17]开展采用角钢耗能的预应力自复位混凝土框架结构(PTED结构)的抗震性能研究，通过对5个PTED节点的加载试验并结合数值模拟可知：采用角钢的试件耗能能力明显增强，且仍具有良好的自复位能力。

以上研究均表明可更换自复位框架梁柱节点具有优越的性能。但是如何创新性的设计梁柱连接件和可更换耗能件两者之间以及两者与相邻构件的连接方式，使连接件安全有效的连接结构中的梁与柱，并使塑性变形集中于可更换耗能件，是一个值得研究的问题。本文结合国内外学者可更换体系中“保险丝”的理念，提出一种采用单侧角钢的梁柱可更换连接件；即在梁端与柱连接处设置钢连接件，通过可更换角钢连接钢梁端板与连接件翼缘，并在梁端剪切板与连接件腹板处设置摩擦耗能黄铜片，同时在连接件及钢梁内部张拉预应力钢绞线以增强节点的连接。此种连接形式在设计理念上相对于既有研究学者提出的单纯摩擦节点或单纯角钢节点相比，同时间兼具角钢提供的屈服耗能以及黄铜板提供的摩擦耗能，从而有效提高节点的耗能能力。此外由于预应力钢绞线提供的自复位力使得该种连接节点在外部作用下可复位至初始位置从而方便更换受损构件达到结构性能可恢复的设计目标。由于连接件相对独立，其在钢结构、混凝土结构和组合结构中均可适用；同时单侧角钢的设置有效避免了对节点上侧楼板系统布置的影响。该种带单侧角钢的梁柱可更换连接件经合理设计与控制，可以很好实现“中震复位，大震更换”机制，为性能化抗震设计提供参考。

为研究该种新型梁柱连接件的抗震性能，本文对8个可更换梁柱连接件进行了低周往复试验。研究连接件的破坏形态、滞回曲线、骨架曲线、耗能能力、刚度退化、预应力筋索力分析和残余变形与自复位能力，以及是否设置角钢、连接件翼缘厚度、更换角钢前后以及更换不同厚度的角钢对连接件抗震性能的影响。

1 试验方案

1.1 试件设计

本文共进行了8个试件的低周反复试验。由于双侧角钢的设置对于连接件节点上部楼板的布置存在一定程度的影响，故本文重点研究仅连接件下部翼缘设置角钢试件的抗震性能，试件C3、C4-1、C4-2、C6-1和C6-2为单侧设置角钢；同时，设计双侧角钢对比试件C2研究单侧、双侧布置角钢对抗震性能的影响；以及设计未设置角钢对比试件C1、C5研究角钢对抗震性能的影响。

各试件均由4大部件组成，分别为不可更换段钢梁、梁柱钢连接件、可更换角钢和地梁；不同部件之间采用高强螺栓或螺杆进行连接，梁段整体采用预应力钢绞线连接，如图1所示。

图1 试件三维示意图Fig.1 Schematic view of specimen

不可更换段钢梁截面尺寸为450 mm×250 mm×10 mm×20 mm，长度为2000 mm。连接件依据设计参数不同采用2种形式，其翼缘厚度分别为20 mm和30 mm。可更换角钢采用∟160×10和∟160×14两种规格。各试件设置4根1*7-15.24-1860预应力钢绞线，每根钢绞线施加100 kN(714.3 MPa)初始预应力。在钢梁剪切板与连接件腹板两侧之间设置H62型黄铜板作为摩擦耗能元件(摩擦系数取0.3)，并通过12.9级M20高强螺栓连接，各螺栓均施加350 N·m预紧力矩，即单个螺栓提供正应力110 MPa，滑动摩擦力23.3 kN。各试件的主要参数详见表1，截面尺寸及构造详见图2，各试件所用材料的性能参数详见表2。

表1 试件主要参数Table 1 Parameters of specimens

表2 材料力学性能参数Table 2 Mechanical properties of materials

1.2 加载方案及测点布置

加载装置如图3所示，水平荷载由2500 kN电液伺服作动器施加，加载点两侧设置侧向支撑，防止试件平面外失稳。加载全程采用位移控制，位移12.5 mm(0.67%位移角)前每级循环1次，之后每级循环3次，当水平承载力降至峰值荷载的85%或钢绞线预应力达到屈服荷载约230 kN(1642.9 MPa)时停止加载。试件C1、C2、C3和C5只进行1次加载，试件C4和C6分别加载至位移为18.7 mm(1.00%位移角)和93.5 mm(5.00%位移角)时，将作动器位移回至初始位置归零，通过扭矩扳手卸除角钢螺栓，电动切割机切断预应力筋后，对试件C4-1与C6-1的受损角钢及预应力筋进行更换，构成试件C4-2与C6-2。一次加载后两试件的连接件翼缘变形较小即残余变形较小，且由于角钢上设置的螺栓个数较少，故整个更换流程较快，平均更换时间约为0.3 h。随后按与更换前完全相同的方式进行二次加载，加载制度见图4。

图3 加载装置示意图Fig.3 Test setup

图4 加载制度Fig.4 Loading protocol

各试件在加载点水平布置磁导轨位移计，测量水平荷载作用下的位移，以此绘制荷载-位移滞回曲线；在不可更换段钢梁下端板两端对称布置位移计测量法相位移，以此计算相对转角；在地梁处布置位移计测量试件加载过程中是否发生相对滑动。在钢梁上端板各根预应力钢绞线锚固处设置压力传感器，测量加载过程中预应力的变化。

2 试验结果及分析

2.1 试验现象

2.1.1 试件C1和C5

试件C1和C5为未设置角钢试件，在位移为12.5 mm(0.67%位移角)之前均处于弹性状态，无明显现象。此后，不可更换段钢梁端板与连接件之间开始出现可见缝隙，且随位移角增大而增加。在随后的加载过程中，试件剪切板与黄铜片发生摩擦耗能发出蹭蹭的声音，同时伴有少量铁屑掉落。当加载至位移为18.7 mm(1.00%位移角)时，试件C1和C5连接件翼缘与钢梁端板竖脱开约2.5 mm和3.5 mm，通关激光测量仪观测到试件C1连接件翼缘上侧开始出现外扩现象。逐级加载至位移为37.4 mm(2.00%位移角)时，试件C1连接件两侧翼缘外扩约2 mm，试件C5开始出现外扩现象。加载至位移为93.5 mm(5.00%位移角)时，试件C1和C5连接件翼缘外扩增加至约12 mm和3 mm，两试件翼缘与钢梁端板脱开距离进一步增大至约20 mm。此时，试件C1两侧翼缘中部出现内缩的趋势，且随加载位移增大而越加明显。当试件C1和C5加载至位移为133.6 mm(7.14%位移角)时，两试件钢绞线预应力超过屈服值230 kN(1642.9 MPa)，此时停止加载。各试件最终破坏形态如图5所示。

2.1.2 试件C2、C3、C4-1、C4-2、C6-1和C6-2

试件C-3、C4-1、C4-2、C6-1和C6-2均为单侧设置角钢试件，试件C2为双侧设置角钢试件，其缝隙发展和破坏过程与试件C1和C5总体比较相似，主要区别有：

1) 当加载至位移为位移为12.5 mm(0.67%位移角)和18.7 mm(1.00%位移角)时，试件C2、C3、C4-1、C4-2和C6-1、C6-2的不可更换段钢梁端板与连接件翼缘处的角钢间出现约2 mm缝隙，此时角钢上肢应变量测值大于屈服值并有少量铁屑掉落，表明角钢开始开合耗能。

2) 对于单侧设置角钢的各试件，加载过程中未设置角钢侧的连接件翼缘外扩程度明显大于设置角钢侧。试件C4-1加载至位移为18.7 mm(1.00%位移角)时，东、西两侧翼缘外扩约2 mm和1 mm，此时停止加载；试件C6-1加载至位移为93.5 mm(5.00%位移角)时，东、西两侧连接件翼缘外扩约4.5 mm和1.5 mm，两试件在较小的残余变形下均可方便快捷的更换受损角钢。

3) 对于双侧设置角钢的试件C2，由于角钢的限制作用，加载位移62.3 mm(3.33%位移角)之前连接件两侧翼缘均未发生明显的外扩现象；在后期较大的加载位移下，由于角钢的限制作用有限，连接件翼缘也出现了明显的外扩现象，但其外扩程度小于未设置角钢试件C1。

4) 各试件加载至位移为37.4 mm(2.00%位移角)时，其角钢上、下肢均发生明显的弯曲变形，表明其已完全进行塑性变形耗能。各试件最终破坏形态如图5所示，局部破坏形态如图6所示。

图5 各试件最终破坏图Fig.5 Final failure modes of specimens

图6 局部破坏形态Fig.6 Local failure modes of connector

2.2 荷载-位移滞回曲线

根据试验记录的实测水平荷载-顶点位移绘制出各试件的滞回曲线如图7所示。由图可知：

图7 滞回曲线Fig.7 Hysteretic curves

1) 在不可更换段钢梁端板与连接件脱开之前各试件均处于弹性阶段，滞回曲线趋近于直线，滞回环面积狭小，耗散能量有限。在随后循环荷载作用下，各试件滞回曲线开始偏离直线，面积逐渐增大并逐渐呈现出典型的“双旗帜”形，此时节点具有较强的自复位能力。各试件荷载为零时仍有较小的位移，表明试件开始出现残余变形，加载后期荷载提升缓慢，残余变形逐渐增加。

2) 由图7(d)和图7(e)可知，试件C4-1和C4-2的滞回曲线在加载位移18.7 mm(1.00%位移角)之前表现出明显的推、拉两侧不对称现象，试件C3的滞回曲线也呈现出相同的趋势；而无角钢试件C1和双侧角钢试件C2在此加载位移前的滞回曲线却较为对称；同时，结合试件C3、C4-1和C4-2的骨架曲线可知，在加载位移18.7 mm(1.00%位移角)前，推、拉两侧各级加载位移下的特征点绝对值差异均达到20%以上。表明单侧角钢的设置在加载前期会造成试件推、拉两侧性能的差异。由Garlock等[19]提出的角钢理论可知，角钢张开闭合提供的承载力和耗能是不同的；故随着加载位移的增大，角钢完全屈服后，其对试件推、拉两侧荷载-位移曲线的差异逐渐减小。

3) 由图7(g)和图7(h)可知，试件C6-1和C6-2的滞回曲线同样呈现出推、拉两侧不对称现象。同时，相对于更换前设置10 mm厚角钢试件，更换后设置14 mm厚角钢试件推侧峰值荷载明显提高，滞回环更加饱满，表明对于设置单侧角钢的试件，增加角钢厚度可有效提高抗震性能。

4) 对比试件C1和C5的滞回曲线可知，厚翼缘连接件较薄翼缘连接件的承载力有一定提高，但这种提高作用并不明显，表明增厚连接段翼缘对试件抗震性能提升有限。

3 新型可更换连接件抗震性能分析

3.1 骨架曲线及特征点

各试件骨架曲线见图8，特征点数据见表3。取可更换角钢上肢或下肢达到屈服状态时对应的位移为设置角钢试件的整体屈服点。由图8(a)可知，各级位移下承载力呈现出双侧角钢试件C2>单侧角钢试件C3>无角钢试件C1的趋势；试件C2的峰值荷载分别比C3和C1提高10.1%和17.9%，表明设置角钢对试件的承载力有一定的提升作用，且随设置角钢数量的增多而增大。单侧角钢试件C3的骨架曲线大致介于两者中间，其在提高承载力的同时亦具有不影响梁上部楼板构件安装的优势。

图8 骨架曲线Fig.8 Skeleton curves

表3 各试件的特征点Table 3 Characteristic points of each specimen

由图8(b)可知，加载位移18.7 mm(1.00%位移角)前，由于耗能黄铜片磨损有限且预应力损失较小，试件C4-1与C4-2的骨架曲线基本重合，故可实现震后更换角钢构件从而达到抗震性能恢复的目标。对比试件C4-2与C3可知，震后更换受损角钢与预应力钢绞线后，其峰值荷载与未更换试件相差较小。注意到试件C4-2在加载后期，由于连接件损伤的积累，其腹板与翼缘焊缝处发生断裂而导致承载力下降。

《建筑抗震设计规范》[20]中规定对于多、高层钢结构在罕遇地震作用下薄弱层的弹塑性变形验算时弹塑性层间位移角限值为1/50(2.00%)。结合表3和图8(c)可知，对于采用30 mm翼缘连接件的试件，更换后采用14 mm厚角钢试件C6-2比更换前采用10 mm厚角钢试件C6-1和无角钢试件C5的峰值荷载分别提高20.7%和24.9%，表明罕遇地震后更换更厚的角钢可有效提高试件承载力，弥补震时连接件及黄铜板受到损伤而造成的缺陷，达到抗震性能的超越，进而实现“大震更换”的机制。

由图8(d)可知，对于未布置角钢的试件，连接件翼缘厚度增加10 mm，试件的承载力提升幅度仅为6.5%。

3.2 耗能性能

各试件的耗能如表4所示。对比试件C1、C3和C5、C6-2可知，单侧设置角钢对20 mm和30 mm翼缘连接件的耗能分别提升11.1%和6%，表明单侧设置可更换角钢试可提高试件的耗能性能，且这种提升作用对薄翼缘连接件试件更为明显。试件C2的总耗能比C3仅提升4.3%，表明双侧设置角钢虽可提升耗能能力，但效果微弱。在实际工程应用中，单侧角钢的设置不影响梁上楼板系统的布置，故从耗能的角度来看，单侧设置角钢相对双侧设置角钢在不显著降低耗能的前提下，具有方便施工的优点。对比试件C1、C5和C3、C6-1可知，增加连接件翼缘厚度可分别提高试件11.4%和7.8%的总耗能，由于角钢的设置限制了部分翼缘的外扩耗能，故试件C6-1对C3的提升相对较小。对比试件C5、C6-1和C6-2可知，试件C6-2在加载位移124.7 mm(6.67%位移角)和93.5 mm(5.00%位移角)时，分别比试件C5和C6-1的总耗能提升6.0%和14.1%，表明增加角钢厚度可提高试件的耗能，且更换后采用更厚的角钢可有效抵消黄铜片的磨损与连接件的损伤而导致的耗能能力下降。

表4 各试件耗能 /JTable 4 Energy dissipation of specimens

等效粘滞阻尼系数是滞回环饱满度的量化体现，采用等效粘滞阻尼系数来表示，计算理论见图9，计算式如下：

图9 等效粘滞阻尼系数计算示意Fig.9 Calculation theory of equivalent viscous damping coefficient

绘制等效粘滞阻尼系数与位移关系曲线如图10所示。从图10可知，各试件等效粘滞阻尼系数发展趋势相近且呈现出两阶段发展的趋势。第一阶段是加载位移18.7 mm(2.00%位移角)之前，在此阶段内由于各试件处于弹性阶段，钢梁端板与连接件翼缘未脱开，等效粘滞阻尼系数随加载位移增大呈现出下降的趋势。第二阶段是加载位移加载位移18.7 mm(2.00%位移角)至试验结束，此阶段由于试件断开面出现开口，且角钢上下肢及连接件翼缘逐渐开始屈服耗能，等效粘滞阻尼系数开始逐渐上升，各试件逐渐表现出良好的耗能性能；在加载后期由于试件的滑移越来越大，等效粘滞阻尼系数开始逐渐下降。

图10 粘滞阻尼系数-位移关系曲线Fig.10 Relation curves of equivalent viscous damping coefficient -displacement

在加载位移62.3 mm(3.33%位移角)前，由于单侧角钢相对于双侧角钢屈服更早，呈现出单侧角钢试件粘滞阻尼系数大于双侧角钢试件的趋势，表明此位移角前单侧角钢试件具有更好的塑性耗能能力。由于《建筑抗震设计规范》[20]中对于多、高层钢结构在罕遇地震作用下弹塑性层间位移角限值为 1/50(2.00%)，故单侧角钢试件在“大震更换”机制下能更好的发挥出耗能作用。对于试件C6-1，由于其较厚翼缘外扩值较小，粘滞阻尼系数相对薄翼缘连接件试件C3有所下降。对比试件C6-1和C6-2，在加载位移37.4 mm(2.00%位移角)之前，由于黄铜片摩损及连接件的损伤，试件C6-2的粘滞阻尼系数低于C6-1；随着位移角增加，14 mm厚角钢的耗能优势逐渐体现出来，其粘滞阻尼系数值反超C6-1。

3.3 刚度退化

采用环线刚度Ki研究刚度退化的规律，各试件刚度退化曲线如图11所示。

图11 刚度退化曲线Fig.11 Degradation curves of stiffness

式中：+Fi和−Fi分别为第i次推、拉荷载峰值；+xi和−xi为对应的位移值。

各试件刚度退化曲线趋势大致相同，随加载位移增大环线刚度均逐渐减小，且呈现出加载前期退化速度较快、后期速度逐渐放缓的趋势。主要原因在于，随加载位移和次数的增加，钢绞线预应力的损失也越加严重，同时连接件及角钢逐渐屈服，从而导致试件的环线刚度不断降低。

对比试件C1、C2和C3可知，设置可更换角钢对试件初期刚度有较大的提升，且双侧设置角钢对试件刚度的提升明显大于单侧设置角钢。试件C3和C4-2在同级加载位移下刚度相差较小，表明多遇地震后更换角钢对试件刚度影响不大。对比试件C5、C6-1和C6-2可知，14 mm厚角钢对试件刚度提升的幅度明显大于10 mm厚角钢，故罕遇地震后可通过设置14 mm厚角钢来提升受损试件的刚度。对比试件C1、C5和C3、C6-1可知，增加连接件翼缘厚度可小幅度提高试件的初期刚度，且两组对比试件后期刚度退化曲线几乎重合，表明增加连接件翼缘厚度对刚度退化影响较小。

3.4 钢绞线索力分析

各试件钢绞线预应力发展趋势大致相同，在此仅给出试件C1、C2、C3、C4-2和C6-1的索力-转角关系曲线。各试件加载至钢绞线索力达到230 kN屈服时，均有较大的预应力损失，损失值主要由两部分组成：1)连接件翼缘屈服外扩，两锚具之间距离缩短导致钢绞线收缩而造成预应力损失；2)加载过程中由于锚具夹片与钢绞线出现轻微的滑动而造成的预应力损失[21 − 23]。加载过程中的预应力随加载位移增大，表现出不可避免的逐级损失。为减小及延缓损失的出现，在预应力筋穿插安装的过程中应严格控制锚具夹片与锚头的相对位置，使夹片顶部顶紧锚头同时保持夹片各肢尾部在同一平面内。在预应力筋张拉的过程中，为减少相邻预应力筋之间因逐个张拉而引起试件变形产生预应力损失，有条件的情况下应将各预应力筋同时张拉，或将张拉过程分3段，以30 kN、60 kN、100 kN(214.3 MPa、428.6 MPa、714.3 MPa)逐级增加，同时按照对角张拉的顺序进行。采用分级对角张拉的流程也可有效防止钢梁因施加预应力而导致的侧向倾斜。

预应力损失加剧了试件残余变形，同时降低了节点的自复位能力。当加载至位移37.4 mm(2.00%位移角)时，由图12(c)～图12(e)可知，各单侧角钢试件的预应力损失值与初始预应力的比值约为9%，表明此时试件仍具有较高的预应力来达到“中震复位”机制，满足《建筑抗震设计规范》中罕遇地震作用下弹塑性层间位移角限值2.00%(1/50)下复位的要求。

由图12(a)～图12(c)可知，无角钢试件和双侧角钢试件东西两侧钢绞线索力基本对称分布，单侧角钢试件的钢绞线索力在各自伸长段也呈现出承对称分布的现象，表明钢绞线索力只与相对转角有关而与角钢布置形式无关。注意到，在卸载至转角为0°时，由于角钢的限制作用减小了因翼缘外扩而引起的钢绞线收缩，故此时各设置角钢试件的预应力损失小于未设置角钢试件C1。

对比图12(c)和图12(d)可知，在各级位移角下更换后试件的预应力筋索力表现出与未更换角钢试件相同的趋势；但更换后试件C4-2在同位移角的3次循环荷载作用下，预应力损失程度均大于未更换角钢试件C3，这也表明经历一次加载后连接件存在一定程度的积累损伤。

图12 钢绞线索力-转角关系曲线Fig.12 Prestress-displacement curves of specimens

3.5 残余变形

试件的自复位能力取决于残余变形Δres，即试件水平荷载卸载至0时的位移值。图13给出了各试件残余变形-位移关系曲线。

图13 各试件残余变形及残余变形角Fig.13 Residual deformation and angle of specimens

各试件在屈服前残余变形较小，无明显变化趋势，屈服后随加载位移的增加而增大。对比试件C1、C2和C3可知，角钢的设置会增加试件的残余变形，且残余变形随设置角钢数量的增加而增大。由于翼缘厚度30 mm的连接件屈服较慢，其发生的塑性变形较小，故各级位移下试件C6-1的残余变形小于试件C3。对比试件C6-1和C6-2可知，加载位移至46.8 mm(2.50%位移角)前试件C6-2的残余变形小于C6-1，表明更换后采用更厚的角钢可减小前期残余变形的出现，但一次加载后连接件和黄铜片均已受损，且角钢的限制作用有限，在随后的加载中其残余变形反超试件C6-1。注意到试件C4-2在加载位移18.7 mm(1.00%位移角)后，其残余变形快速发展，并远大于其他各试件，表明对于连接件翼缘厚度为20 mm的试件，角钢对翼缘外扩的限制存在于加载前期，而加载后期由于翼缘经过一次加载存在累计损伤，其外扩产生的塑性变形快速发展并构成残余变形的主要部分。

《建筑抗震设计规范》[20]中规定对于多、高层钢结构在多遇地震和罕遇地震作用下，楼层内最大的位移角限值为0.40%(1/250)和2.00%(1/50)；注意到试件C4-1和C6-1分别加载至1.00%和4.00%位移角时残余变形仅为4.3 mm(残余侧移角0.23%)和4.8 mm(残余侧移角0.26%)，此较小的残余变形下对角钢的更换影响不大。故从残余变形角度来看，连接件翼缘厚度为20 mm和30 mm的试件可分别实现多遇地震及罕遇地震下更换的目标，实现“大震更换”机制。

3.6 自复位能力

采用相对自复位率β来研究试件的自复位能力，其计算式如下：

图14给出各试件相对自复位率-位移关系曲线。由图可知，在加载位移62.3 mm(3.33%位移角)前，各试件保持较高的相对自复位率，β值均可达到0.85以上，具有良好的自复位能力；加载后期，随加载位移的增大，相对自复位率呈现出快速下降的趋势。

图14 各试件相对自复位率Fig.14 Re-centering capability of specimens

试件C1连接件翼缘屈服后外扩会产生一部分预应力损失，故加载前期薄翼缘试件C1的残余变形较C5而言更大；加载位移93.5 mm(5.00%位移角)后，试件C5的钢绞线预应力上升较快，其因锚具滑移而产生的预应力损失也相应增多，故其β值小于试件C1。

相对于更换前试件C4-1，由于经过初次加载存在残余变形，故对于20 mm薄翼缘连接件的更换后试件C4-2，其相对自复位率呈现出稳定下降的趋势；但注意到在加载位移18.7 mm(1.00%位移角)时更换前后试件的相对自复位率分别为0.98和0.97，此时可很好地实现“中震复位”机制。

对比试件C6-1和C6-2可知，更厚的14 mm厚角钢相比10 mm角钢较晚屈服，其在加载前期残余变形较小，故更换前后表现出相差不大的相对自复位率；加载位移62.3 mm(3.33%位移角)后，14 mm厚角钢屈服且连接件积累损伤增大，其相对自复位率与更换前试件拉开差距，呈现出快速下降的趋势。当加载至位移93.5 mm(5.00%位移角)时更换前后试件的相对自复位率分别为0.88和0.85，此时差距较小仍可实现复位机制。

3.7 更换前后性能分析

试件组C4和C6更换前后对比曲线如图15所示。由图15(a)可知，更换后试件C4-2与更换前试件C4-1的滞回曲线基本重合，且均表现良好的自复位效果，表明试件经一次加载至位移18.7 mm(1.00%位移角)后，在黄铜片磨损、角钢屈服的情况下更换相同角钢并重新张拉预应力钢绞线，试件初期的抗震性能可以恢复到震前水平。由图15(b)可以看出，试件C6-1加载至位移93.5 mm(5.00%位移角)后，更换更厚的14 mm厚角钢，试件C6-2设置角钢侧各级加载位移下承载力、刚度和耗能等抗震性能明显提高，同时未设置角钢侧的承载力稍有提高，表明一次加载结束后更换厚角钢可有效弥补试件各部件加载后期受到的损伤。

图15 更换前后对比曲线Fig.15 Comparison of hysteretic curves before and after replacement

由前文分析可知，试件C6-1加载结束后钢绞线预应力值存在较小的损失且具有较高的相对自复位率。同时，在1.00%位移角下试件的残余变形较小，此时可方便的更换受损角钢来实现抗震性能的恢复。试件C6-1加载结束后，预应力筋存在一定程度损失且残余变形较大，但结合《建筑抗震设计规范》可知，多、高层钢结构在罕遇地震作用时弹塑性层间位移角限值2.00%的位移角下，更换前试件C6-1的预应力损失值仅不到8%，表明此时预应力筋可提供良好的自复位力，同时残余变形也可满足更换要求。在此位移角下可通过更换更厚的角钢实现抗震性能的恢复。

4 结论

本文提出一种新型采用单侧角钢的可更换梁柱连接件，并对8个试件进行了低周往复拟静力试验研究，得出以下主要结论：

(1) 本文提出的新型梁柱节点拥有良好抗震性能的同时具有良好的自复位能力，在加载位移62.33 mm(3.33%位移角)时各试件仍能够保持在85%以上的相对自复位率，此时残余变形均较小，可迅速实现震后更换的性能目标。

(2) 在连接段翼缘设置角钢对试件承载力、刚度及耗能有较大的提升，但角钢的塑性变形在一定程度上会增加试件的残余变形，降低自复位能力。单侧设置角钢对试件抗震性能的提升幅度与双侧设置角钢差距较小，但具有对节点自复位能力削弱小的优势。此外，单侧设置角钢能够保证连接件单侧翼缘的平整度，最大限度地减少了对梁上部楼板等构件的影响。单侧设置角钢的可更换梁柱连接件在不显著降低抗震性能的同时具有更好的工程适用性。

(3) 增加连接件翼缘厚度可有效限制其翼缘的外扩，但对试件承载力、耗能及刚度的提升幅度有限，且增加了用钢量，总体效果表现一般；而在薄翼缘连接件上设置角钢能有效抑制翼缘的外扩，达到与增加翼缘厚度相当的抗震效果，是更加经济适用的选择。

(4) 震后更换相同厚度的角钢能够快速实现受损伤试件抗震性能的恢复；若更换更厚的14 mm角钢，试件承载力和耗能等抗震性能可超过更换前试件，实现性能的超越。但由于更换前的一次加载使连接件翼缘屈服，试件的自复位能力很难恢复至震前水平。

(5) 在中震作用下，各试件残余变形较小基本无损伤出现，依靠钢绞线预应力的作用可恢复至原位，实现“中震复位”机制。在大震作用下，角钢屈服耗能且连接件的塑性变形在可控范围之内，震后通过更换角钢并张拉钢绞线，实现“大震更换”机制。