羅維剛 宋江朋 祁 盼 司航檳 劉 凱 李蘭舟 趙星鑫

(1.西部土木工程防災(zāi)減災(zāi)教育部工程研究中心，蘭州 730050；2.甘肅省土木工程防災(zāi)減災(zāi)重點實驗室，蘭州 730050；3.蘭州理工大學(xué)土木工程學(xué)院，蘭州 730050)

全裝配式混凝土結(jié)構(gòu)在遭受地震作用時，預(yù)制樓板拼縫連接節(jié)點是預(yù)制板間傳遞內(nèi)力的橋梁，影響預(yù)制混凝土結(jié)構(gòu)的整體響應(yīng)，因此在預(yù)制混凝土樓板的拼縫連接部位采用一種可靠的連接方式尤為重要，而干式拼縫連接不需要濕作業(yè)和易施工，是實現(xiàn)全裝配樓板體系的關(guān)鍵。

Venuti等認為在地震作用下，預(yù)制混凝土樓板干式拼縫連接處于拉-剪耦合復(fù)雜受力狀態(tài)[1]。Hawkins等指出：如果存在一種合理的方法來替代傳統(tǒng)現(xiàn)澆層里鋼筋的內(nèi)力傳遞，那么采用干式連接來傳遞樓板間的水平地震力與傳統(tǒng)現(xiàn)澆層是沒有區(qū)別的[2]。全裝配式樓板體系平面內(nèi)剛度有限，在地震作用下將會發(fā)生平面內(nèi)變形，不能按剛性樓板假定進行抗震設(shè)計。因此，Cleland等認為在裝配式混凝土樓板結(jié)構(gòu)抗震設(shè)計中，較為統(tǒng)一的觀點是應(yīng)采用基于彈性樓板的抗震設(shè)計方法進行預(yù)制混凝土結(jié)構(gòu)抗震設(shè)計[3]。Fleischman等對具有延性拼縫連接的三層預(yù)制混凝土樓蓋結(jié)構(gòu)進行地震模擬分析，并基于性能的抗震設(shè)計方法給出了結(jié)構(gòu)在給定水平地震力的作用下預(yù)制樓板設(shè)計強度與非彈性變形需求的關(guān)系，以及預(yù)制樓板內(nèi)力傳遞路徑、預(yù)制樓板整體變形與局部需求的關(guān)系[4]。Wan等建立了包含基于試驗結(jié)果的節(jié)點宏觀離散單元樓板用于非線性靜力推覆分析的二維有限元模型，確定了樓板的剛度、強度、變形能力和極限狀態(tài)，以及使用宏觀離散單元來模擬預(yù)制板拼縫連接的可靠性[5]。而我國學(xué)者研發(fā)和拓展了基于分布發(fā)卡式連接的新型混凝土樓板體系(DCNPD)[6]，閆勇勇則給出了DCNPD平面內(nèi)剛度計算方法[7]。

此外，由于許多國家正在將基于性能的抗震設(shè)計概念作為建筑設(shè)計標準，因此有必要確保結(jié)構(gòu)在不同水平地震動下的抗震性能。呂西林呼吁：為了使可恢復(fù)功能結(jié)構(gòu)具有更好的抗震性能和更強的適應(yīng)性，應(yīng)開發(fā)多種技術(shù)組合使用的結(jié)構(gòu)新體系[8]，在此背景下，國內(nèi)外一些學(xué)者提出了不同的混合型阻尼器；莊鵬等提出了新型多功能摩擦擺支座(MFPB)[9]，Kim等提出了結(jié)合黏滯阻尼器與屈曲約束支撐的阻尼器[10]，Montgomery等提出了黏彈性耦合阻尼器的概念[11]，Ibrahim等將黏彈性阻尼器與金屬軟鋼阻尼器結(jié)合起來[12]，Marshall等開發(fā)了一種由黏彈性阻尼器與屈曲約束支撐組成的混合阻尼器[13]。

鑒于上述研究，針對新型預(yù)制混凝土樓板拼縫干式連接節(jié)點，提出了一種具有摩擦阻尼和金屬軟鋼阻尼雙重耗能特性的阻尼器，其可根據(jù)不同抗震需求水平激勵起不同的耗能機制，簡稱摩擦金屬雙重耗能阻尼器(FMD)。該系統(tǒng)在中低等抗震需求水平下，地震能量由摩擦阻尼器(FD)耗散。在強震作用期間，軟鋼阻尼器(MD)在摩擦阻尼器(FD)作用后通過非彈性變形持續(xù)耗散能量。該節(jié)點不但能夠防止類似美國北嶺地震中預(yù)制混凝土樓蓋焊接干式節(jié)點延性較差而引起的脆斷現(xiàn)象[14]，且具有剛度可調(diào)、延性耗能和快速更換的特點，通過限制摩擦阻尼器(FD)和軟鋼阻尼器(MD)的參數(shù)范圍，可根據(jù)抗震需求水平選擇使用。

基于預(yù)制混凝土樓板拼縫連接在地震作用下往往呈現(xiàn)出拉-剪耦合作用，因此通過純剪切和拉-剪耦合受力擬靜力試驗確定FMD干式拼縫節(jié)點的力學(xué)行為，包括滯回響應(yīng)、耗能能力、強度、剛度和延性性能等。

1 雙重耗能干式連接設(shè)計概念

金屬機械干式連接施工方便，采用焊接或螺栓連接，常用于美國的一些混凝土預(yù)制結(jié)構(gòu)中，但在1994年美國北嶺地震觀測到了焊接連接變形集中導(dǎo)致脆性破壞現(xiàn)象，使得預(yù)制樓板體系結(jié)構(gòu)損傷和倒塌[15]，此次地震引起的破壞促進了工程研究人員對預(yù)制結(jié)構(gòu)和預(yù)制樓板體系的研究。

基于摩擦和金屬滯回耗能的雙重耗能特性，提出的摩擦金屬雙重耗能阻尼器(FMD)如圖1所示。用于預(yù)制混凝土樓板干式拼縫連接，利用施工安裝預(yù)留公差或有意設(shè)置摩擦變形范圍，實現(xiàn)兩階段耗能思想，即：第一階段利用螺栓孔滑動金屬板摩擦耗能，第二階段為金屬屈服耗能。FMD力與變形理想曲線如圖1c所示。

a—MD器；b—FMD器；c—FMD力與變形理想曲線。 P1彈性階段； P2塑性階段。圖1 FMD節(jié)點設(shè)計概念Fig.1 Design concepts of FMD connectors

2 雙重耗能節(jié)點(FMD)試驗概況

2.1 節(jié)點設(shè)計

依據(jù)雙重耗能干式連接概念，設(shè)計的FMD連接件由8.8B級M20的普通螺栓、菱形孔鋼板、預(yù)埋件、墊板連接而成。

菱形孔鋼板中間由多個蝶形帶并聯(lián)，且鋼板兩側(cè)有長槽形螺栓孔及圓形螺栓孔；經(jīng)過有限元分析選型，試驗采用8 mm厚的鋼板，具體尺寸及節(jié)點示意見圖2。

a—FMD連接件；b—菱形孔鋼板；c—FMD節(jié)點裝配。圖2 節(jié)點組件及裝配 mmFig.2 Connector components and fabrication

菱形孔鋼板一側(cè)設(shè)計有30 mm長的槽孔，一是考慮安裝施工公差，二是螺栓可以在長槽孔內(nèi)左右滑動，實現(xiàn)滑動摩擦的同時，限制滑動位移量，調(diào)節(jié)摩擦耗能能力。

預(yù)埋件由6根φ14HRB400級鋼筋與T型鋼板焊接而成，T型鋼板腹板部分與菱形孔鋼板之間用螺栓連接實現(xiàn)摩擦，錨筋與T型鋼板翼緣部分預(yù)埋在預(yù)制板內(nèi)，示意圖如圖2c所示。

試驗采用1個FMD節(jié)點預(yù)制樓板進純剪切和拉-剪耦合受力的擬靜力試驗，預(yù)制板尺寸長×寬×厚為1 700 mm×900 mm×110 mm，配置14根φ8的HRB400級鋼筋，雙層雙向間距為150 mm。預(yù)埋件設(shè)置在預(yù)制板中間的凹形槽處，露出的T型鋼腹板與菱形孔鋼板用螺栓連接，連接時為了防止螺孔畸變在菱形孔鋼板與板面設(shè)置了墊板，具體FMD連接如圖2c所示。

2.2 試件制作和材料性能測試

預(yù)制混凝土強度按C35設(shè)計，澆筑前先按照圖紙布置鋼筋，如圖3所示，固定FMD預(yù)埋件和端部螺栓孔預(yù)埋管，預(yù)留5 mm寬的施工拼縫間隙，澆注成型后灑水養(yǎng)護。

圖3 FMD節(jié)點預(yù)埋件安裝Fig.3 Assembly of embedded parts of FMDs

進行試驗時，預(yù)留的同條件養(yǎng)護試塊強度平均值為33.3 MPa，具體結(jié)果如表1所示；鋼筋、鋼板材料力學(xué)性能指標見表2。

表1 混凝土抗壓強度Table 1 Compressive strength of concrete

表2 鋼筋與鋼板力學(xué)性能Table 2 Mechanical properties of rebars and steel plates

2.3 加載裝置設(shè)計

加載裝置設(shè)計如圖4所示，由固定鋼柱、鋼梁、等邊角鋼連接件組成，并設(shè)置了三個作動器聯(lián)合實施加載，與預(yù)制樓板拼縫平行的剪切方向由3號作動器實施往復(fù)循環(huán)加載，垂直拼縫拉伸方向由1、2號作動器聯(lián)合同步實施只拉伸和卸載的半幅循環(huán)加載(無反向加載)，由于作動器兩端為球鉸，當1、2號作動器軸承伸出量保持同步不變時，形成四連桿機構(gòu)，可實施純剪切加載。預(yù)制板在澆筑時在板端預(yù)留螺栓孔，預(yù)制板通過預(yù)留螺栓孔與加載裝置等邊角鋼連接件用螺栓連接。

圖4 雙向加載裝置Fig.4 Bidirectional loading devices

2.4 加載程序設(shè)計

試驗為純剪切和拉-剪耦合受力擬靜力試驗，采用位移控制，純剪切試驗加載，即使用3號作動器進行往復(fù)循環(huán)加載，1、2號作動器開機工作，但同步保持油缸伸出量相同且不變，利用作動器自身荷載傳感器獲得拉伸向的反力；拉-剪耦合受力加載，即3號作動器仍采用純剪切加載程序?qū)嵤┩鶑?fù)循環(huán)加載，同時1、2號作動器同步實施拉伸和卸載的半幅循環(huán)加載。

剪切方向往復(fù)循環(huán)加載程序如圖5a所示，每級別位移幅值進行三個循環(huán)，考慮了加載循環(huán)次數(shù)和位移變化量值的影響，具體實施時分三個不同加載速率進行。0～5 mm位移幅值階段為1 s一個位移增量(0.1 mm),5～10 mm為0.2 s一個位移增量(0.15 mm),10 mm以上為0.4 s一個位移增量(1 mm)；拉伸方向為半幅循環(huán)加載如圖5b，拉伸至各級位移幅值再卸載，每級別位移幅值進行六個半循環(huán)與剪切向三個循環(huán)對應(yīng)，加載速率、加載幅值與剪切方向相同，即實現(xiàn)拉剪位移比為1∶1的雙向耦合加載。

a—剪切向加載程序；b—拉伸向加載程序。圖5 加載程序Fig.5 Loading procedures

2.5 觀測方案設(shè)計

試驗觀測內(nèi)容包括：剪切力、軸向拉伸力、兩塊樓板剪切向的剪切變形、拉伸方向的水平變形和裂縫。拉線式位移傳感器布置如圖6所示，3號測剪切向位移，1、2號測軸向拉伸位移。剪切向力和軸向拉伸力直接由作動器讀出。

圖6 位移傳感器布置 mmFig.6 Arrangements of displacement sensors

3 試驗過程描述和破壞機理分析

純剪切和拉-剪耦合兩種受力狀態(tài)下各進行三個試件測試，純剪切狀態(tài)下試件編號分別為V-1、V-2、V-3，拉剪耦合受力狀態(tài)下試件編號為TV-1、TV-2、TV-3。

FMD節(jié)點摩擦來源于菱形孔鋼板與混凝土預(yù)埋鋼板(T型鋼腹板)、上部墊板間的摩擦力，其大小取決于螺栓的預(yù)緊力與鋼板間的摩擦系數(shù)，試驗螺栓預(yù)緊力依據(jù)摩擦力設(shè)計值確定為80 kN，各試件實際預(yù)緊力如表3所示，鋼板與鋼板間摩擦系數(shù)取為0.15。

表3 螺栓預(yù)緊力Table 3 Bolt preloads

各試件最終破壞形態(tài)對比見圖7，現(xiàn)將兩組試驗過程描述和對比如下：

a—試件V-1破壞形態(tài)；b—試件TV-1破壞形態(tài)；c—墊板孔壁摩損；d—拉剪耦合作用下板面混凝土裂縫；e—單向純剪切或拉-剪耦合作用下混凝土局部碎裂。圖7 試件破壞特征Fig.7 Damage characteristics of specimens

1)在純剪切下試件V-1、V-2和V-3的破壞模式一致，主要體現(xiàn)在菱形鋼板的蝶形帶兩側(cè)根部發(fā)生彎曲正應(yīng)力引起的撕裂，裂縫向內(nèi)部延伸，最后斷裂，斷口具有延性特征。蝶形帶隨著板縫方向剪切位移增加，首先出現(xiàn)彎曲變形；當荷載增加至最大靜摩擦力時FMD與預(yù)埋件鋼板發(fā)生相對錯動，形成摩擦，滑動后摩擦力略小于最大靜摩擦力，螺栓在限制位移長形槽孔內(nèi)往復(fù)滑動；隨著位移的持續(xù)增加，螺栓與孔壁接觸，滑動被限制，蝶形帶彎曲變形進一步增大，進入強化階段；隨后，蝶形帶根部兩側(cè)先出現(xiàn)微小彎曲正應(yīng)力引起的裂縫，并隨著荷載增大和循環(huán)作用，最外層蝶形帶首先斷裂，緊接著幾乎蝶形帶根部一起徹底斷裂，如圖7a所示。在進行第三次純剪切試驗時，樓板凹槽內(nèi)預(yù)埋鋼板邊緣混凝土局部輕微開裂，如圖7e所示。

2)在更換了預(yù)制板后，進行拉-剪耦合試驗，試件TV-1、TV-2和TV-3的破壞主要體現(xiàn)為菱形孔鋼板上的蝶形帶根部除了沿剪切向的彎曲變形外，還有軸向拉伸引起的拉伸變形，斷裂面成杯口形。試驗開始后隨著剪切向和拉伸向位移的共同增加，蝶形帶出現(xiàn)彎曲變形，隨后左、右樓板及預(yù)埋件鋼板發(fā)生相對錯動，此時的力與純剪切下相似。

FMD進入滑動摩擦狀態(tài)，隨著雙向位移增大，樓板間拼縫不僅沿著剪切向錯動明顯，而且沿著拉伸方向隨著拉伸和卸載出現(xiàn)開合。3個拉剪耦合試件蝶形帶斷裂時，出現(xiàn)“嘣”的一聲巨響，一側(cè)蝶形帶根部同時全部斷裂，斷口表現(xiàn)為拉斷特征，如圖7b所示，而另一側(cè)蝶形帶根部試件TV-2、TV-3個別蝶形帶根部斷裂，其他蝶形帶根部出現(xiàn)微小斜向裂縫沿板帶內(nèi)部延伸，約成45°剪切裂縫。三次拉-剪耦合試驗時樓板凹槽內(nèi)與菱形孔鋼板接觸的部分除了與純剪切一樣在樓板凹槽內(nèi)預(yù)埋鋼板邊緣混凝土局部有輕微開裂外，混凝土板面局部出現(xiàn)開裂，裂縫寬度為0.3 mm，與板縫水平向呈45°斜裂縫，如圖7d所示。

3)綜合純剪切和拉-剪耦合試件破壞過程和特征，共同點時均經(jīng)歷了鋼板摩擦、蝶形帶彎曲、蝶形帶根部屈服強化到破壞階段，其中摩擦階段主要表現(xiàn)在菱形孔鋼板、墊板和預(yù)埋件腹板間的摩擦，螺栓在長槽孔內(nèi)左右滑動，菱形孔鋼板和墊板在螺栓多次摩擦循環(huán)后表面摩擦痕跡如圖7c所示。但兩種加載方式下菱形孔鋼板蝶形帶根部最終破壞機制不同，純剪切作用下在蝶形帶兩側(cè)的根部出現(xiàn)彎曲正應(yīng)力引起的彎曲破壞，最終蝶形帶兩側(cè)根部均斷裂，如圖7a所示；拉-剪耦合作用下蝶形帶根部出現(xiàn)彎曲正應(yīng)力和軸向拉應(yīng)力引起的破壞，耦合作用下裂縫呈45°斜向進入鋼板的剪切裂縫，且最后蝶形帶弱側(cè)根部整體拉斷，如圖7b所示。純剪切與拉-剪耦合相比，后者由于拉向力的存在更容易出現(xiàn)脆斷現(xiàn)象。

4 試驗結(jié)果分析

4.1 滯回曲線

純剪切作用下試件剪切力與剪切位移關(guān)系曲線如圖8所示，通過滯回環(huán)可判斷FMD節(jié)點的耗能效果及螺栓的滑移情況。該位移為兩塊預(yù)制板沿拼縫方向的相對錯動。開始階段呈現(xiàn)線性狀態(tài)，當荷載超過最大靜摩擦力菱形孔鋼板開始滑動，由于滑動摩擦力小于最大靜止摩擦力，滑動后剪切力值略有減小，進入水平滑移段；隨滑移量增加至長槽孔壁，受到限制，此時剪切力由蝶形帶單獨提供，因此該段傾斜與初始段相同；剪切位移繼續(xù)增加，蝶形帶進入強化階段，屈服變形不明顯，各級循環(huán)曲線斜率基本一致；剪切位移繼續(xù)增大至峰值荷載后，剛度和強度退化明顯，兩三個循環(huán)后破壞，失去承載能力；滯回環(huán)呈S型，具有明顯的螺栓滑移特征。

a—試件V-1；b—試件V-2；c—試件V-3。圖8 純剪切試件剪切力與剪切位移關(guān)系曲線Fig.8 Hysteresis curves under pure shear force

拉-剪耦合作用下試件剪切力與剪切位移關(guān)系曲線如圖9所示，此處剪切力仍然是剪切方向作動器的反力，不是作動器沿剪切方向的分量。拉-剪耦合試件曲線形狀與純剪切試件相似，但各階段變化程度卻存在明顯差異，滯回環(huán)正向加載的飽滿度比反向加載高，滯回環(huán)的穩(wěn)定性不如純剪切試件。各個試件剪切力與剪切位移關(guān)系曲線特征點數(shù)值取平均值如表5所示。

a—試件TV-1；b—試件TV-2；c—試件TV-3。圖9 拉剪耦合試件剪切力與剪切位移關(guān)系曲線Fig.9 Hysteretic curves under coupling tension-shear force

表5 節(jié)點性能Table 5 Mechanical properties of FMD connectors

兩者異同主要表現(xiàn)在以下幾點：

1)FMD起滑力與滑動摩擦力兩者基本相同，因為只受預(yù)緊力和摩擦系數(shù)的影響，試驗中再次得到驗證，起滑力約為28.6 kN。

2)開始滑動前初始彈性變形拉-剪耦合試件有所減小，純剪切時為1.26 mm，拉-剪耦合作用時為1.09 mm，拉-剪耦合作用下FMD更早地出現(xiàn)滑動。

3)拉-剪耦合試件在強化階段出現(xiàn)剛度退化特征，而純剪切試件此階段剛度基本與初始剛度相同。

4)峰值荷載后，拉-剪耦合試件循環(huán)荷載間出現(xiàn)剛度和強度退化的同時，還出現(xiàn)了同級別循環(huán)位移下的循環(huán)內(nèi)退化特征。

5)在屈服和峰值荷載方面，純剪切作用下屈服和峰值荷載分別為78.9，129.6 kN，拉-剪耦合作用下為82.6，134.5 kN，拉-剪耦合作用下的荷載值略大于純剪切作用下的荷載值，是由于金屬拉伸導(dǎo)致的應(yīng)變強化所致。

4.2 骨架曲線

從滯回曲線中提取骨架曲線能更好地反映加載點力與位移的對應(yīng)關(guān)系。剪切方向的加載是每個位移幅值級別進行3個往復(fù)循環(huán)，骨架曲線取每級別第一個循環(huán)峰值點的連線，如圖10所示。結(jié)果表明：兩種加載狀態(tài)試件的剪切力-位移骨架曲線經(jīng)歷了彈性階段、摩擦階段、蝶形帶強化變形階段和退化四個階段。

圖10c為純剪切和拉-剪耦合骨架曲線的對比，TV-2、TV-3試件的正向峰值荷載略大于純剪切組，而TV-1試件的正、反向峰值荷載與三組純剪基本一致。純剪切和拉-剪耦合試件受力過程中摩擦起滑力近似，但隨著沿板縫向的位移增加，螺栓桿在菱形鋼板長槽孔內(nèi)滑動距離越來越大，滑動量未超出長槽孔孔徑量程±5 mm即與鋼板孔壁接觸，蝶形帶獨自受力，并根部逐漸進入彈塑性耗能狀態(tài)，最后蝶形帶完全屈服直至破壞，整個節(jié)點的承載力下降。圖11為純剪切試驗組與拉剪耦合試驗組節(jié)點的最終破壞對比。

a—純剪切試件骨架曲線；b—拉-剪耦合試件骨架曲線；c—純剪切與拉-剪耦合試件骨架曲線對比。圖10 骨架曲線對比Fig.10 Comparisons of skeleton curves

a—V-1；b—V-2；c—V-3；d—TV-1；e—TV-2；f—TV-3。圖11 純剪切與拉-剪耦合試件破壞狀態(tài)對比Fig.11 Comparisons of final failure states between pure shear specimens and tension-shear coupling specimens

4.3 剛度和強度

a—純剪切試件剛度；b—拉-剪耦合試件剛度。圖12 剛度退化曲線Fig.12 Stiffness degradation curves of specimens

4.4 延性系數(shù)

延性系數(shù)是衡量FMD節(jié)點彈塑性變形能力的重要指標。純剪切和拉-剪耦合作用下試件的位移延性系數(shù)如表4所示，純剪切作用下位移延性系數(shù)平均值為2.19，拉剪耦合下作用下位移延性系數(shù)平均值為1.80，表明拉-剪耦合受力情況下因拉應(yīng)力存在減小了FMD節(jié)點的延性性能，同時，也說明了拉-剪耦合試件的拉伸和拉剪脆性破壞機理，節(jié)點參數(shù)還須優(yōu)化。

表4 耗散能量對比Table 4 Comparisons of energy dissipation

4.5 耗能能力

FMD節(jié)點的耗能能力是指試件在地震反復(fù)作用下消耗的能力，依據(jù)JGJ/T 101—2015《建筑抗震試驗規(guī)程》[16]可用等效黏滯阻尼比和總耗能量表示，即加載的滯回曲線包圍的面積來表示總耗散能量，而用滯回曲線面積可以計算等效黏滯阻尼比。表4給出了總耗散能量，純剪切試件耗散能量大于拉-剪耦合試件14%，表明拉-剪耦合FMD節(jié)點耗散能量有所降低。圖13是等效黏滯阻尼比隨著位移增大而增大的關(guān)系曲線，純剪切試件均大于拉-剪耦合試件。TV-3試件由于螺栓預(yù)緊力較小，導(dǎo)致總耗散能量及等效黏滯阻尼比均低于TV-1和TV-2。

a—純剪切試件等效黏滯阻尼比；b—拉剪耦合試件等效黏滯阻尼比。圖13 等效黏滯阻尼比曲線Fig.13 Curves of equivalent viscous damping ratios

5 結(jié)束語

介紹了一種預(yù)制混凝土樓板拼縫干式連接FMD節(jié)點，并通過預(yù)制混凝土樓板拼縫節(jié)點純剪切和拉-剪耦合擬靜力試驗，揭示了金屬摩擦和滯回雙重耗能機理，獲得了試件滯回和骨架曲線、強度和剛度退化、延性、耗能等性能。主要有以下結(jié)論：

1)FMD節(jié)點在純剪切和拉剪耦合作用下沿拼縫方向的受力過程能夠?qū)崿F(xiàn)摩擦和金屬屈服雙重耗能機制，具有一定的滯回響應(yīng)，實現(xiàn)了兩階段耗能的思想。

2)FMD節(jié)點在純剪切與拉-剪耦合作用下具有不同的破壞特征，純剪切試件表現(xiàn)為蝶形帶根部彎曲破壞，拉-剪耦合試件則在蝶形帶根部剪切破壞或腰部斷裂。在剪切力和軸向拉力1∶1下，F(xiàn)MD節(jié)點周圍出現(xiàn)沿著預(yù)埋件錨筋方向的細小裂縫，設(shè)計時須要抑制裂縫擴展避免引起節(jié)點局部嚴重破壞。

3)在拉-剪耦合下，F(xiàn)MD節(jié)點初始剛度較高；由于拉向力的存在FMD節(jié)點比純剪切狀態(tài)率先進入彈性和塑性屈服；由于摩擦段的螺栓滑移，滯回環(huán)的中間表現(xiàn)出明顯的捏縮現(xiàn)象；拉-剪耦合下節(jié)點的延性不如純剪切，須優(yōu)化蝶形孔鋼板提高延性。

4)FMD節(jié)點的滑移、二次屈服、峰值強度、變形等能力與螺栓預(yù)緊力、蝶形孔鋼板參數(shù)等有關(guān)，為避免剪切或拉伸脆性斷裂，須進一步進行參數(shù)分析和選型。