王 浩，趙 欣,2，馬國偉,2,3

(1.河北工業(yè)大學(xué) 土木與交通學(xué)院，天津 300401；2.天津市裝配式建筑與智能建造重點(diǎn)實(shí)驗(yàn)室，天津 300401; 3.河北省土木工程中心，天津 300401)

模塊化建造體系依據(jù)工廠預(yù)制單元形式分為3D模塊體系和2D板式體系，分別對應(yīng)由三維空間模塊單元裝配而成的模塊化建筑和由模塊柱與樓板等板式模塊單元裝配而成的板式模塊化鋼結(jié)構(gòu)建筑[1-2].相較于應(yīng)用廣泛的柱承重鋼模型結(jié)構(gòu)，板式鋼模型結(jié)構(gòu)能有效避免“群柱疊梁雙板”及模塊間節(jié)點(diǎn)連接的“多梁多柱”構(gòu)造[3]，減少運(yùn)輸及吊裝的限制與成本[4]，在國內(nèi)外均有一些工程應(yīng)用報(bào)道.

板式模塊化鋼結(jié)構(gòu)節(jié)點(diǎn)需要在樓板高度處豎向拼接模塊單元柱的同時(shí)將樓板內(nèi)嵌鋼梁水平連接于相鄰模塊單元柱[5]，國內(nèi)外研究學(xué)者對此類節(jié)點(diǎn)開展了研究.劉學(xué)春等[6-8]提出法蘭柱座豎向拼接模塊柱外伸蓋板水平連接H型鋼梁節(jié)點(diǎn)并研究了其靜力及抗震性能；楊松森等[9-10]提出套筒豎向拼接方鋼管柱T型鋼或外伸端板水平連接H型鋼梁節(jié)點(diǎn)并研究了其抗震性能；張艷霞等[11-12]提出法蘭豎向拼接方鋼管柱外伸懸臂梁水平連接H型鋼梁節(jié)點(diǎn)并研究了其受力性能；Azizi等[13]提出通過BBCC標(biāo)準(zhǔn)件實(shí)現(xiàn)豎向拼接方鋼管柱與水平連接H型鋼梁節(jié)點(diǎn)并研究了其抗震性能；陳志華等[14]提出外伸端板柱座實(shí)現(xiàn)H型鋼模塊梁柱的水平連接與豎向裝配并研究了其抗震性能.以上研究中非貫通柱豎向拼接的蓋板或法蘭盤外凸于柱壁，與H型鋼梁水平連接的蓋板或懸臂梁形成外伸構(gòu)造，此結(jié)構(gòu)導(dǎo)致板式模塊化鋼結(jié)構(gòu)的樓板單元角部不完整而降低其結(jié)構(gòu)整體性及裝配率，并且高占體比(占用體積與實(shí)際體積的比值)的構(gòu)件增加了運(yùn)輸及堆放成本.因此本文提出保證樓板單元角部完整性且低占體比的板式模塊化鋼結(jié)構(gòu)節(jié)點(diǎn)，開展4個(gè)足尺邊節(jié)點(diǎn)試件的低周往復(fù)荷載試驗(yàn)并研究其受力性能及破壞模式，探討豎向拼接方式、核心區(qū)柱壁厚度、連接件角鋼厚度等參數(shù)對節(jié)點(diǎn)抗震性能的影響.

1 節(jié)點(diǎn)構(gòu)造

本文提出的板式模塊化鋼結(jié)構(gòu)節(jié)點(diǎn)通過角鋼和螺栓實(shí)現(xiàn)下模塊單元柱與上模塊單元柱的豎向拼接以及模塊單元柱與H型鋼樓板梁的水平連接，如圖1所示.

模塊單元柱包括工廠焊接為一體的模塊方鋼管柱、內(nèi)隔板、蓋板和套筒，內(nèi)隔板與蓋板均預(yù)留圓形孔洞以便于高強(qiáng)螺栓安裝，如圖1a所示.H型鋼樓板梁為在端部焊接平端板的H型鋼梁，如圖1b所示.角鋼包括頂角鋼和底角鋼，且均設(shè)置加勁肋，螺栓包括高強(qiáng)螺栓和對穿螺栓，所有構(gòu)件部件均在工廠完成螺栓孔開設(shè).現(xiàn)場節(jié)點(diǎn)裝配過程為：首先通過高強(qiáng)螺栓實(shí)現(xiàn)下模塊方鋼管柱與底角鋼的連接，其次通過高強(qiáng)螺栓分別實(shí)現(xiàn)H型鋼樓板梁下翼緣與底角鋼的連接以及H型鋼樓板梁平端板與下模塊方鋼管柱的連接，最后依次安裝上模塊單元柱與頂角鋼，通過高強(qiáng)螺栓完成頂角鋼與H型鋼樓板梁上翼緣的連接，通過對穿螺栓或高強(qiáng)螺栓完成套筒與上模塊方鋼管柱的豎向拼接，頂角鋼垂直肢通過對應(yīng)螺栓固定于相鄰柱壁.豎向拼接采用高強(qiáng)螺栓時(shí)將螺母提前點(diǎn)焊至套筒內(nèi)側(cè)，節(jié)點(diǎn)的爆炸視圖和裝配完成圖分別如圖1c和圖1d所示.

圖1 板式模塊化鋼結(jié)構(gòu)節(jié)點(diǎn)

2 試驗(yàn)概況

2.1 試件設(shè)計(jì)

以某板式模塊化鋼結(jié)構(gòu)邊節(jié)點(diǎn)為原型，設(shè)計(jì)制作4個(gè)足尺節(jié)點(diǎn)試件，變量為豎向拼接螺栓類型、核心區(qū)柱壁厚度和角鋼厚度，具體試件參數(shù)列于表1.試件全部采用Q355B鋼材，包括□200 mm×200 mm×8 mm鋼柱，HM194 mm×150 mm×6 mm×9 mm鋼梁.結(jié)合前人研究[10,15]將試件的套筒與柱壁內(nèi)側(cè)設(shè)置2 mm間隙，截面尺寸為□180 mm×180 mm×12 mm，從而保證套

表1 試件參數(shù)

筒插入方鋼管時(shí)的施工便捷性及插入后的穩(wěn)定約束性.角鋼尺寸為∟90 mm×180 mm，分為14 mm與8 mm兩種厚度，高強(qiáng)螺栓與對穿螺栓均采用10.9級M20，其中梁翼緣上高強(qiáng)螺栓為摩擦型.試件及節(jié)點(diǎn)構(gòu)造詳圖如圖2所示.

圖2 試件及節(jié)點(diǎn)構(gòu)造詳圖(單位：mm)

2.2 材料性能試驗(yàn)

取柱壁、梁翼緣、梁腹板等6種不同部位鋼材且每種制作3個(gè)拉伸試樣，參考《金屬材料拉伸試驗(yàn)第一部分：室溫試驗(yàn)方法》(GB/T228.1—2010)，通過拉伸試驗(yàn)機(jī)對各組鋼材的性能進(jìn)行試驗(yàn)拉伸，并將6個(gè)部位3個(gè)試驗(yàn)結(jié)果的平均值列于表2中.

表2 試驗(yàn)材料力學(xué)性能

2.3 加載裝置及加載制度

圖3為固定及加載裝置，通過千斤頂在上模塊單元柱頂施加軸壓比為0.2的壓力(595 kN).通過銷軸將下模塊單元柱底與鉸支座連接，通過夾板與螺桿將鋼梁端部固定于作動(dòng)器并通過MTS加載系統(tǒng)施加低周往復(fù)荷載，如圖4所示，ANSI/AISC 341-16[16]中的層間位移角加載制度.當(dāng)荷載下降到峰值荷載85%或板件出現(xiàn)較大變形視為試件破壞并停止試驗(yàn).為便于描述破壞現(xiàn)象及數(shù)據(jù)分析，定義作動(dòng)器施加推力為正向加載，施加拉力時(shí)為負(fù)向加載.

圖3 試件固定及加載裝置

圖4 加載制度

2.4 試驗(yàn)測量

通過MTS加載控制系統(tǒng)實(shí)時(shí)監(jiān)測并記錄H型鋼樓板梁端加載點(diǎn)的荷載F和位移δ1，節(jié)點(diǎn)彎矩M=F×L，節(jié)點(diǎn)層間位移角θ=δ1/L,L取為與梁端相連作動(dòng)器軸心至鋼柱軸心距離.通過數(shù)字圖像相關(guān)(digital image correlation，DIC)技術(shù)監(jiān)測節(jié)點(diǎn)剪切域及周邊區(qū)域關(guān)鍵控制點(diǎn)的位移值，如圖5所示.由節(jié)點(diǎn)域?qū)蔷€長度改變量δ2,δ3得出節(jié)點(diǎn)域剪切轉(zhuǎn)角θpz，由梁翼緣中心線高度處柱的水平位移δ4,δ5得出柱彎曲轉(zhuǎn)角θc，由梁端翼緣點(diǎn)與相應(yīng)柱壁板間的水平相對位移δ6,δ7得出梁端轉(zhuǎn)角θbe，梁彎曲轉(zhuǎn)角θb及滑移轉(zhuǎn)角θsp之和由層間位移角扣除前三者得出，采用層間位移角及其分量分析節(jié)點(diǎn)的轉(zhuǎn)動(dòng)性能[17]，計(jì)算公式如下.

圖5 節(jié)點(diǎn)試件測量布置

節(jié)點(diǎn)域剪切轉(zhuǎn)角：

(1)

柱彎曲轉(zhuǎn)角：

(2)

梁端轉(zhuǎn)角：

(3)

梁彎曲與螺栓滑移轉(zhuǎn)角之和：

θb+θsp=θ-θbe-θpz.

(4)

3 試驗(yàn)結(jié)果及分析

3.1 試驗(yàn)現(xiàn)象及破壞形態(tài)

CT1加載初期，隨層間位移角的增大荷載穩(wěn)定上升，加載至0.03 rad梁上翼緣螺栓滑移，柱壁與平端板間縫隙明顯，加載至-0.03 rad時(shí)柱壁出現(xiàn)鼓曲.加載至-0.04 rad過程中，發(fā)出一聲巨響且承載力急劇下降，推斷為內(nèi)隔板與柱壁的焊縫拉裂.加載至0.05 rad時(shí)頂角鋼與柱壁縫隙明顯，這是由于對穿螺栓被拉伸后無法恢復(fù)原長以及對應(yīng)柱壁的局部凹陷降低了螺栓對頂角鋼的約束性.后續(xù)正向加載過程中，平端板及頂角鋼與相鄰柱壁縫隙不斷增大，下翼緣對應(yīng)柱壁處發(fā)生輕微內(nèi)凹，如圖6a所示.后續(xù)負(fù)向加載過程中柱壁鼓曲不斷加劇，直至-0.09 rad時(shí)螺栓孔周圍柱壁輕微斷裂導(dǎo)致螺栓存在拔出風(fēng)險(xiǎn)而停止試驗(yàn)，如圖6b所示.

CT2加載前期同CT1一致.加載至-0.04 rad，柱壁鼓曲明顯但未出現(xiàn)承載力急劇下降現(xiàn)象.加載至0.06 rad時(shí)頂角鋼垂直肢整面及平端板大部分區(qū)域分別與相鄰柱壁的縫隙明顯，頂角鋼垂直肢對應(yīng)的高強(qiáng)螺栓有拔出趨勢而使螺栓螺母在負(fù)向加載時(shí)松動(dòng)，如圖6c所示.后續(xù)負(fù)向加載過程中，柱壁不斷鼓曲直至-0.08 rad時(shí)柱壁變形過大且承載力下降而停止試驗(yàn)，如圖6d所示.

圖6 節(jié)點(diǎn)試件破壞模式

CT3加載至±0.03 rad時(shí)梁翼緣螺栓滑移，角鋼垂直肢端部以及平端板分別與相鄰柱壁間產(chǎn)生一定縫隙，角鋼外側(cè)梁翼緣屈服.加載至-0.04 rad梁上翼緣外側(cè)螺栓對應(yīng)處及角鋼外側(cè)漆皮輕微脫落.加載至±0.05 rad時(shí)前述現(xiàn)象加劇，-0.05 rad時(shí)角鋼外側(cè)0～120 mm范圍內(nèi)的上翼緣漆皮持續(xù)脫落，加載至-0.06 rad梁上翼緣外側(cè)螺栓部位輕微屈曲，漆皮脫落范圍擴(kuò)展至角鋼外側(cè)175 mm處.核心區(qū)柱壁的加厚提升了其抵抗變形能力，帶加勁肋角鋼加強(qiáng)了梁端的抗彎承載力，從而呈現(xiàn)出角鋼外側(cè)梁翼緣的塑性變形而促使節(jié)點(diǎn)的塑性鉸外移.加載至0.07 rad和-0.07 rad，梁下翼緣和上翼緣的角鋼外側(cè)分別呈現(xiàn)明顯的局部屈曲，如圖6e和圖6f所示.加載至-0.07 rad第二循環(huán)過程中梁下翼緣角鋼外側(cè)變形過大而終止試驗(yàn).

CT4試件加載前期平端板與柱壁縫隙明顯，加載至-0.03 rad時(shí)下翼緣螺栓滑移，0.04 rad時(shí)上翼緣螺栓滑移且加勁肋對應(yīng)處角鋼鼓曲，說明加勁肋對角鋼拉力作用顯著，薄角鋼節(jié)點(diǎn)同時(shí)通過角鋼豎向肢的拉伸變形及鼓曲變形耗散能量.加載至-0.04 rad時(shí)底角鋼及平端板均呈現(xiàn)明顯板件變形，0.05 rad時(shí)頂角鋼垂直肢及平端板頂部均呈現(xiàn)明顯板件變形.后續(xù)加載過程中節(jié)點(diǎn)變形主要集中于角鋼以及平端板，直至加載至±0.09 rad時(shí)平端板及角鋼的肢件變形過大而停止試驗(yàn)，最終形態(tài)如圖6g和圖6h所示.

3.2 滯回性能

圖7為4個(gè)試件的彎矩-層間位移角滯回曲線.由圖可知CT1的滯回曲線呈弓型，-0.04 rad的第一次循環(huán)之后滯回環(huán)斜率明顯減小，這是由內(nèi)隔板與柱壁焊縫的拉裂造成，同時(shí)表明內(nèi)隔板對節(jié)點(diǎn)滯回性能影響顯著.其后的正向加載過程中滯回環(huán)呈現(xiàn)明顯的捏縮現(xiàn)象，這是由于節(jié)點(diǎn)進(jìn)入屈服狀態(tài)后對穿螺栓的塑性伸長以及柱壁的不可恢復(fù)內(nèi)凹變形使節(jié)點(diǎn)在位移增加的情況下荷載增長緩慢.CT2，CT3，CT4的滯回曲線均呈梭形，其中CT3最為飽滿，三者均表現(xiàn)出良好的滯回性能.與采用對穿螺栓豎向拼接的CT1相比，CT2采用高強(qiáng)螺栓連接頂角鋼能夠有效將荷載傳遞至上模塊方鋼管柱與套筒而避免其出現(xiàn)明顯捏縮現(xiàn)象，提升節(jié)點(diǎn)滯回性能.對比CT3與CT1可知增大核心區(qū)柱壁厚度能夠使滯回環(huán)由弓形轉(zhuǎn)換為飽滿梭形，表明增大其厚度能夠顯著改善節(jié)點(diǎn)的滯回性能.CT3與CT4在保證強(qiáng)核心區(qū)的前提下，采用厚角鋼的CT3能夠?qū)⒐?jié)點(diǎn)的耗能機(jī)制由角鋼及平端板的板件變形耗能轉(zhuǎn)移為角鋼外側(cè)梁翼緣變形耗能，兩者均表現(xiàn)出良好的滯回性能.

圖7 滯回曲線

3.3 承載能力

圖8a為4個(gè)試件彎矩-層間位移角滯回曲線上各級層間位移角下彎矩極值點(diǎn)相連而得到的包絡(luò)圖.進(jìn)一步地，將上述骨架曲線中各加載級下彎矩取絕對值作|M|-θ骨架曲線，如圖8b所示.節(jié)點(diǎn)試件的主要力學(xué)性能指標(biāo)列于表3，其中極限彎矩取為|M|-θ骨架曲線的極值，初始抗彎剛度通過擬合M-θ骨架曲線的彈性階段斜率得出，極限層間位移角取為荷載下降至極限荷載85%以下或終止試驗(yàn)時(shí)對應(yīng)層間位移角的絕對值.

由圖8和表3可知，4個(gè)節(jié)點(diǎn)試件的正負(fù)向骨架曲線呈顯著的不對稱性.除CT1外，各試件在加載后期相同層間位移角下的正向彎矩絕對值低于負(fù)向彎矩絕對值，說明豎向拼接構(gòu)造對節(jié)點(diǎn)抗彎性能有一定的削弱作用.對比CT1與CT2可知，前者相較于后者正向初始抗彎剛度低，這是由于采用的對穿螺栓伸縮量大且其連接頂角鋼時(shí)套筒與柱壁間的縫隙使得只有柱壁單層板抵抗變形，而高強(qiáng)螺栓伸縮量小且其連接頂角鋼時(shí)能夠由柱壁與套筒雙層板抵抗變形.對比CT1與CT3，增強(qiáng)核心區(qū)能夠提升其抵抗變形能力進(jìn)而有利于抗彎剛度及承載力的提升，負(fù)向極限彎矩由150 kN·m提升至165.2 kN·m，增加了10.1%.對比CT3和CT4，角鋼厚度的增加能夠增強(qiáng)其抵抗變形能力而在一定程度上提升節(jié)點(diǎn)的初始抗彎剛度及在各級層間位移角下的抗彎能力，CT3與CT4的正向極限彎矩分別為143.4 kN·m和133.8 kN·m，提升了7.2%，但負(fù)向加載時(shí)CT3角鋼外側(cè)梁翼緣局部屈曲降低了其極限承載力.

圖8 彎矩—層間位移角骨架曲線

表3 節(jié)點(diǎn)試件力學(xué)性能指標(biāo)

3.4 轉(zhuǎn)動(dòng)能力

由表3可知，4個(gè)節(jié)點(diǎn)試件的極限層間位移角分別為0.09，0.08，0.07，0.09 rad.滿足我國《建筑抗震設(shè)計(jì)規(guī)范》(GB50011—2010)中大于彈塑性層間位移角限值0.02 rad的要求，同時(shí)滿足美國現(xiàn)行《鋼結(jié)構(gòu)建筑抗震規(guī)定》(AISC 341—16)中特殊抗彎框架所要求的層間位移角大于0.04 rad的要求，表明該節(jié)點(diǎn)具有良好的轉(zhuǎn)動(dòng)能力.進(jìn)一步地，CT1，CT2與CT4試件在承載力下降到85%之前，節(jié)點(diǎn)轉(zhuǎn)角均超過美國抗震規(guī)范所要求的0.035 rad，表明試件均具有較大的轉(zhuǎn)動(dòng)能力，可以滿足“強(qiáng)節(jié)點(diǎn)”和“大震不倒”的抗震要求，CT3試件由于核心區(qū)與角鋼的加強(qiáng)使得其梁翼緣屈曲分擔(dān)了部分層間位移角，進(jìn)而削弱了梁端的轉(zhuǎn)動(dòng)能力.

4個(gè)節(jié)點(diǎn)試件的最小極限層間位移角為0.07 rad，表4給出了各試件在該加載級下的層間位移角分量.由表可以看出，0.000 8～0.003 1 rad的節(jié)點(diǎn)域剪切轉(zhuǎn)角僅占比1.1%～4.4%，節(jié)點(diǎn)域剪切變形較小.采用薄核心區(qū)柱壁的CT1與CT2試件負(fù)向梁端轉(zhuǎn)角占比較大，分別為89.7%和89.4%，對應(yīng)圖6b和圖6d的柱壁鼓曲破壞特征.CT3的梁端轉(zhuǎn)角占比在4個(gè)試件中最小，梁彎曲轉(zhuǎn)角與滑移轉(zhuǎn)角之和的占比反而增大，對應(yīng)圖6e和圖6f中的角鋼外側(cè)梁翼緣局部屈曲變形特征.CT4相較于CT3的梁端轉(zhuǎn)角占比更大，這是由于前者相較于后者角鋼及平端板變形更大，其中負(fù)向加載時(shí)更為顯著.

表4 節(jié)點(diǎn)試件的層間位移角分量

3.5 剛度退化

試件的等效剛度退化系數(shù)取為骨架曲線中割線剛度與初始抗彎剛度的比值，相應(yīng)剛度退化曲線如圖9所示.分析可知：4個(gè)節(jié)點(diǎn)試件均具有顯著的剛度退化，下降坡度較為平緩，其中CT1負(fù)向剛度在0.04～0.05 rad處的加速退化段是由于內(nèi)隔板與柱壁焊縫的拉裂使得內(nèi)隔板無法對柱壁產(chǎn)生足夠拉力，急劇降低了試件的剛度.除采用高強(qiáng)螺栓實(shí)現(xiàn)豎向拼接的CT2試件外，節(jié)點(diǎn)的正向剛度退化較負(fù)向剛度退化更為嚴(yán)重，說明角鋼與柱壁的螺栓連接方式對節(jié)點(diǎn)剛度退化有一定影響，采用高強(qiáng)螺栓連接能夠減緩剛度退化.對比CT3與CT1，柱壁厚度的增加加速了其負(fù)向剛度的退化；CT3與CT4剛度退化曲線在加載前期基本重合但在后期分離，說明角鋼厚度在梁翼緣螺栓滑移后對剛度退化產(chǎn)生一定影響.

圖9 剛度退化曲線

3.6 強(qiáng)度退化

強(qiáng)度退化表示試件在低周往復(fù)荷載下累計(jì)損傷引起的強(qiáng)度降低，一般用強(qiáng)度退化系數(shù)來表示，本文取為同一級層間位移角下最后一次循環(huán)峰值點(diǎn)荷載與第一次循環(huán)峰值點(diǎn)荷載的比值.圖10給出了各試件的強(qiáng)度退化系數(shù)曲線，由圖可知除CT1在-0.04 rad時(shí)發(fā)生內(nèi)隔板與柱壁焊縫拉裂外各試件在加載過程中強(qiáng)度退化不明顯，CT2，CT3 和 CT4 的最小強(qiáng)度退化系數(shù)分別為 0.94，0.89，0.87，即試件在加載后期承載力仍較為穩(wěn)定.CT3加載前期無明顯強(qiáng)度退化，直至0.07 rad時(shí)的強(qiáng)度退化系數(shù)為0.89，對應(yīng)圖6e中的角鋼外側(cè)梁下翼緣變形顯著增大而造成承載力降低.

圖10 強(qiáng)度退化曲線

3.7 耗能能力

本文通過等效黏滯阻尼系數(shù)he表征耗能能力，如圖11a所示，E=(SABC+SCDA)/(SOBE+SODF)，he=E/2π,其中SABC,SCDA,SOBE,SODF分別為圖11a中滯回環(huán)ABC、滯回環(huán)CDA、三角形OBE、三角形ODF的面積.圖11b給出了各試件的等效黏滯阻系數(shù)隨加載級的變化情況.由圖11的耗能能力曲線可知：除CT1外，試件最大等效黏滯阻尼系數(shù)達(dá)0.21～0.25，節(jié)點(diǎn)具有較強(qiáng)耗能能力.CT1在0.04 rad內(nèi)隔板與柱壁焊縫拉裂后等效黏滯阻尼系數(shù)下降并無上升趨勢，說明內(nèi)隔板對節(jié)點(diǎn)耗能性能影響顯著.對比CT1和CT3可知，核心區(qū)柱壁的厚度增加降低了其變形能力和耗能能力，但加載后期角鋼外側(cè)梁翼緣出現(xiàn)大變形，從而顯著提高了其在破壞時(shí)的耗能能力.對比CT3，采用較薄角鋼的CT4雖能通過角鋼垂直肢及平端板板件變形耗散能量，但破壞時(shí)的耗能能力仍低于通過角鋼外側(cè)梁翼緣的板件耗能.

圖11 耗能能力曲線

4 結(jié) 論

1)節(jié)點(diǎn)試件失效模式呈現(xiàn)柱壁板鼓曲、連接件變形和梁翼緣局部屈曲3種形式.增大核心區(qū)柱壁厚度和角鋼連接件厚度能夠使節(jié)點(diǎn)變形機(jī)制轉(zhuǎn)移至角鋼外側(cè)梁翼緣，從而發(fā)生梁翼緣局部屈曲破壞.節(jié)點(diǎn)破壞時(shí)等效黏滯阻尼系數(shù)達(dá)0.21～0.25，節(jié)點(diǎn)具有良好的抗震性能.

2)節(jié)點(diǎn)具有良好的轉(zhuǎn)動(dòng)能力.0.07～0.09 rad的極限層間位移角超過我國抗震規(guī)范彈塑性層間位移角限值0.02 rad以及美國抗震規(guī)范中特殊抗彎框架層間位移角限值0.04 rad.除CT3外，試件的節(jié)點(diǎn)轉(zhuǎn)角均超過0.035 rad，可以滿足“強(qiáng)節(jié)點(diǎn)”和大震對連接節(jié)點(diǎn)轉(zhuǎn)動(dòng)能力的要求.

3)模塊單元柱豎向拼接方式采用高強(qiáng)螺栓相較于對穿螺栓能夠加強(qiáng)對頂角鋼的約束性，從而提升節(jié)點(diǎn)的正向初始抗彎剛度和承載能力.增大核心區(qū)柱壁厚度能夠顯著提升節(jié)點(diǎn)的滯回性能和抗彎剛度.增大角鋼連接件厚度能夠顯著提升節(jié)點(diǎn)的正向抗彎承載力，并在加載后期提升節(jié)點(diǎn)的耗能能力.