吳成龍,李明陽,尚育卿,王其輝,潘昊,牟犇,劉繼明

（1.青島理工大學 土木工程學院，山東 青島 2660334； 2.香港大學 工程學院，香港 999077）

裝配式結(jié)構(gòu)是“十三五”期間綠色建筑及建筑工業(yè)化領(lǐng)域重點發(fā)展和研究的方向，應用前景廣泛。其中，裝配式鋼-混組合框架結(jié)構(gòu)以節(jié)能環(huán)保、裝配高效和抗震性能優(yōu)越而得到廣泛關(guān)注。梁柱節(jié)點是裝配式鋼-混組合框架結(jié)構(gòu)中的關(guān)鍵部位，通過可靠的連接構(gòu)造來有效控制梁柱節(jié)點的塑性發(fā)展，保證梁柱節(jié)點良好的抗震性能至關(guān)重要。然而，現(xiàn)有裝配式鋼-混凝土組合節(jié)點中存在受損部件不可更換、塑性鉸不可控及震后難以修復等問題[1-3]。因此，實現(xiàn)裝配式鋼-混凝土組合節(jié)點梁端塑性鉸可控、連接部件集中耗能和可更換的性能目標，已成為目前裝配式鋼-混凝土組合結(jié)構(gòu)的一個重要研究方向。

學者們對不同構(gòu)造形式的裝配式鋼-混組合節(jié)點開展了大量研究。其中，郭小農(nóng)等[4]對預制混凝土梁端預埋槽鋼組合節(jié)點進行靜力試驗，試驗結(jié)果表明通過增加槽鋼預埋深度與梁端箍筋密度可有效提高節(jié)點承載力。為了提高裝配效率，胡刁兵等[5]設計一種新型型鋼連接裝配式梁柱組合節(jié)點形式，該新型節(jié)點構(gòu)造可有效承擔裝配過程中的施工荷載。郭震等[6]提出一種插接式的裝配式鋼混組合節(jié)點，研究表明，加強型鋼與混凝土的黏結(jié)強度能夠顯著提高節(jié)點的抗震性能。馮世強等[7]結(jié)合螺栓連接和后張預應力筋連接的構(gòu)造方式，提出一種自復位裝配式鋼-混凝土組合節(jié)點，試驗結(jié)果表明，節(jié)點具有良好的滯回性能，鋼梁震后自復位效果顯著。張錫治等[8]研究了裝配式混凝土異形柱-鋼梁框架節(jié)點核心區(qū)的受剪性能，研究表明，該新型節(jié)點的抗震性能良好，牛腿內(nèi)側(cè)加設X 形鋼筋與X 形鋼板可有效提高節(jié)點核心區(qū)受剪承載力。Pan 等[9]基于梁端削弱和塑性鉸外移的思路，設計了3 種不同梁端螺栓連接的鋼筋混凝土柱-鋼梁節(jié)點。研究表明，通過合理的設計可以使節(jié)點的損傷集中在薄弱的連接部位，便于震后修復和更換受損構(gòu)件。Khaloo 等[10]對具有不同細部構(gòu)造的RCS 節(jié)點進行了抗震性能研究，對比分析表明，各節(jié)點均能表現(xiàn)出穩(wěn)定的滯回響應，并提供相當大的接縫抗剪強度。Nzabonimpa 等[11]提出一種梁柱干式機械連接的組合節(jié)點，采用對拉螺栓連接梁端板和柱板，該連接方式可以提供完全約束的力矩傳遞。Li 等[12-13]通過在梁端設置阻尼器模塊，使裝配式型鋼混凝土梁柱節(jié)點的耗能能力明顯優(yōu)于現(xiàn)澆節(jié)點。Wu等[14-15]提出一種預制梁、柱和節(jié)點模塊進行分離式裝配的鋼混組合節(jié)點，該新型節(jié)點具有構(gòu)造簡單、裝配效率高以及抗震性能良好等特點。綜上表明，不同構(gòu)造形式的裝配式鋼-混凝土組合節(jié)點表現(xiàn)出良好的承載能力和耗能性能，但在節(jié)點的損傷控制、塑性鉸可控及震后可更換等方面的研究較為匱乏。

筆者基于人類骨關(guān)節(jié)的仿生學設計，提出一種基于人工塑性鉸連接的裝配式鋼混組合節(jié)點（以下簡稱“人工塑性鉸梁柱節(jié)點”），如圖1 所示。人工塑性鉸梁柱節(jié)點具有構(gòu)造簡單、承載耗能、易裝配等特點，通過可靠的雙重“保險絲”（翼緣連接板、抗剪耗能桿）功能，可有效控制梁柱節(jié)點整體的破壞模式、承載能力和延性耗能，實現(xiàn)對節(jié)點核心區(qū)的保護性能。同時，在人工塑性鉸的夾板之間可安裝摩擦片，利用其摩擦耗能來提高人工塑性鉸梁柱節(jié)點的耗能能力（本文暫不考慮該變量）。 通過ABAQUS 有限元分析的方法，研究軸壓比、翼緣連接板厚度、抗剪耗能桿直徑對人工塑性鉸梁柱節(jié)點破壞模式和受力性能的影響，并揭示節(jié)點的受力機理，為后期人工塑性鉸梁柱節(jié)點的構(gòu)造設計和性能優(yōu)化提供參考。

圖1 人工塑性鉸梁柱節(jié)點Fig.1 Artificial plastic hinge beam column joint

1 人工塑性鉸梁柱節(jié)點設計

1.1 節(jié)點構(gòu)造及裝配過程

人工塑性鉸梁柱節(jié)點的構(gòu)造主要由3 部分組成，分別是預制SRC 柱（上）、預制SRC 柱（下）、預制鋼梁及連接組件，如圖1 所示。連接組件包括翼緣連接板、抗剪耗能桿、摩擦片、高強螺栓及銷軸，翼緣連接板和抗剪耗能桿主要承擔梁端荷載引起的彎矩，當翼緣連接板發(fā)生較大塑性變形時，預制鋼梁開始繞銷軸發(fā)生轉(zhuǎn)動，外部荷載產(chǎn)生的彎矩逐步由抗剪耗能桿承擔，當發(fā)生破壞時可對其進行更換。在夾板之間考慮摩擦片的摩擦耗能機制，可進一步提高人工塑性鉸梁柱節(jié)點的震時能量耗散特性。銷軸主要起到連接和承擔豎向剪力的作用。預制SRC 柱（下）設置“骨關(guān)節(jié)”仿生構(gòu)造——人工塑性鉸，由下柱端連接板、下柱連接板、弧形板、腹板、夾板焊接而成。預制鋼梁為梁端帶弧形板的焊接H 型鋼。

人工塑性鉸梁柱節(jié)點的裝配：1）通過高強螺栓將上柱和下柱進行連接形成預制SRC 柱；2）吊裝預制鋼梁并通過銷軸進行定位，在人工塑性鉸的夾板與梁腹板之間安裝摩擦片；3）校準螺栓孔位置，安裝翼緣連接板和抗剪耗能桿。

1.2 節(jié)點設計

設計3 組共9 個試件，以軸壓比、翼緣連接板、抗剪耗能桿為主要參數(shù)變量，分析不同參數(shù)對節(jié)點破壞模式和受力性能的影響。人工塑性鉸梁柱節(jié)點中的預制SRC 柱采用C30 混凝土，縱向受力筋為HRB400，箍筋為HPB300，H 型鋼骨、預制鋼梁及其他連接板材料均為Q345B 鋼材?？辜艉哪軛U采用直徑14 mm 的普通8.8 級螺栓，連接螺栓采用10.9S M20、M24 摩擦型高強螺栓，暫不考慮摩擦片的影響。詳細參數(shù)設置如表1 所示，梁柱節(jié)點試件尺寸詳圖如圖2。

表1 人工塑性鉸梁柱節(jié)點詳細參數(shù)匯總Table 1 Summary of detailed parameters of artificial plastic hinge beam column joints

圖2 人工塑性鉸梁柱節(jié)點試件尺寸詳圖Fig.2 Detail drawing of specimen size of artificial plastic hinge beam column joint

此外，梁柱節(jié)點的彎矩-轉(zhuǎn)角曲線能反應梁柱節(jié)點抗彎承載力、剛度和轉(zhuǎn)動性能，是對人工塑性鉸梁柱節(jié)點連接剛度進行評估的重要依據(jù)。因此，在對人工塑性鉸梁柱節(jié)點進行連接剛度設計時，主要參考歐洲標準Eurocode 3 中規(guī)定的節(jié)點剛度分類方法，充分考慮新型節(jié)點鉸接連接的剛性問題，具體判別公式為[16-17]

其中：E為鋼材彈性模量；Ib為梁截面慣性矩；Lb為梁跨度。

同時，根據(jù)人工塑性鉸梁柱節(jié)點的抗彎承載力與連接鋼梁抗彎承載力的關(guān)系，以及人工塑性鉸梁柱節(jié)點自身的連接構(gòu)造特點，考慮了梁柱節(jié)點的完全強度連接特性。

其中：Mu為梁柱節(jié)點抗彎承載力；Mb為梁全截面塑性抵抗矩。

2 建立有限元建模

2.1 材料本構(gòu)與單元類型

梁柱節(jié)點試件尺寸如圖2 所示，通過ABAQUS建立人工塑性鉸梁柱節(jié)點的非線性精細化有限元模型，如圖3 所示。在人工塑性鉸梁柱節(jié)點模型中，鋼材采用簡化混合強化模型，服從Von Mises 屈服準則，彈性模量為2.06×106N/mm2，泊松比υ取0.3，鋼材和高強螺栓的應力-應變曲線采用文獻中的試驗數(shù)據(jù)，如圖4 所示[18-19]?；炷翍?應變本構(gòu)曲線參考文獻[20]得到，同時考慮混凝土損傷塑性模型，服從塑性流動法則（圖5）。圖5 中E0為混凝土彈性模量，取30 000 N/mm2；泊松比υ0取0.2；εtu為破壞拉應變；εt0、σt0分別為峰值拉應變和拉應力；εc,e0、σc,e0分別為彈性極限壓應變和壓應力；εc0、σc0分別為峰值壓應變和壓應力；εcu、σcu分別為破壞壓應變和壓應力；εc,in為受損傷材料非彈性（壓碎）應變；εc,el為未受損傷材料彈性壓應變；εc,p為塑性壓應變，εc,e為彈性壓應變。

圖3 人工塑性鉸梁柱節(jié)點有限元模型Fig.3 Finite element model of artificial plastic hinge beam column joint

圖4 鋼材與螺栓應力-應變曲線[18-19]Fig.4 Stress-strain curve of steel and bolt[18-19]

圖5 混凝土單軸本構(gòu)關(guān)系曲線Fig.5 Uniaxial constitutive relation curve of concrete

模型中，采用結(jié)構(gòu)化自適應網(wǎng)格劃分法對模型進行網(wǎng)格劃分。在鋼材板件的厚度方向和受力較為復雜的核心區(qū)及連接區(qū)采用網(wǎng)格加密的方法，保證模型計算結(jié)果的精確性。模型中的鋼筋采用T3D2 單元，其他所有部件均采用C3D8R 單元。對于模型中的高強螺栓則簡化為啞鈴形，螺栓柄和螺母的接觸面積與螺栓墊圈的面積相同[19]。

2.2 相互接觸屬性及邊界條件

為了簡化計算，有限元模擬忽略鋼材的幾何初始缺陷、焊接殘余應力等兩方面的影響[14-15]。其中，鋼筋與混凝土、鋼材與混凝土、鋼材與鋼材及鋼材與螺栓之間的交界面均存在相同或不同材料之間的接觸關(guān)系。對于嵌入混凝土中的鋼筋和鋼材采用“Embedded”法確定，鋼材部件之間為焊接的均采用“Tie”法，其余各部件之間的接觸作用采用“surface-to-surface”有限滑動法，其中，法線方向上采用“Hard”函數(shù)，切線方向上作用“Penalty”函數(shù)，摩擦系數(shù)取0.35。模型中，抗剪耗能桿不設置預緊力，10.9S M24、M20 高強螺栓的預緊力分別設置為225、155 kN。

在梁柱節(jié)點模型的耦合點RP-2 處采用鉸支座，RP-3 處采用定向支座。模型加載時，先在柱頂施加恒定的軸向荷載，然后在RP-1 處通過層間位移角θ進行控制并施加單調(diào)靜力荷載，試驗時近似取梁端轉(zhuǎn)角代替層間側(cè)移角。加載制度依次為0.375%、0.50%、0.75%、1%、1.5%、2%，之后以1%位移角遞增，直至梁柱節(jié)點承載力下降至峰值荷載的85%，加載結(jié)束。

3 結(jié)果分析

3.1 破壞模式及受力機理

由于人工塑性鉸梁柱節(jié)點的設計理念為梁端塑性鉸可控、屈曲耗能可更換，因此，各試件在最終破壞時的破壞模式基本一致，破壞位置主要集中在翼緣連接板、抗剪耗能桿及梁端連接處，應力集中現(xiàn)象較為明顯。對此，以NO.3-04-10-14 為例詳細分析人工塑性鉸梁柱節(jié)點的破壞模式和受力機理情況。NO.3-04-10-14 在各特征點時的應力云圖如圖6（a）～（c），圖6（d）～（f）為破壞時部分關(guān)鍵部件的應力云圖。

圖6 NO.3-04-10-14 試件應力云圖Fig.6 Stress nephogram of no.3-04-10-14 specimen

由圖6 可知，在外部荷載作用下，人工塑性鉸梁柱節(jié)點受力全過程可劃分為3 個階段：彈性階段、彈塑性階段和破壞階段。

加載初始階段，梁柱節(jié)點整體處于彈性受力階段，各部件尚未有明顯塑性變形，節(jié)點核心區(qū)與梁端翼緣連接板的集中應力基本一致，表明梁端荷載能夠通過梁端連接組件有效傳遞至人工塑性鉸及預制SRC 柱，同時，由于上下預制SRC 柱之間的可靠連接，使得節(jié)點核心區(qū)內(nèi)力可進行合理傳遞與分配。該階段，翼緣連接板提供主要的抗彎承載力，節(jié)點核心區(qū)內(nèi)的H 型鋼骨腹板主要承擔豎向壓力和一定的剪力。

隨著層間位移角的增大，梁柱節(jié)點整體逐漸進入彈塑性階段，翼緣連接板開始因達到屈服而發(fā)生塑性變形。同時，由于節(jié)點核心區(qū)內(nèi)的H 型鋼骨腹板因截面剛度較小，使其在翼緣連接板發(fā)生屈服后也逐漸進入彈塑性受力狀態(tài)，其余組件基本處于彈性狀態(tài)。因此，后期設計時建議在H 型鋼骨與下柱連接板之間焊接加勁肋，可有效增強H 型鋼骨腹板的抗彎剛度，改善H 型鋼骨腹板的屈服變形。

當層間位移角增大至一定程度時，抗剪耗能桿也開始發(fā)生塑性變形，原因是翼緣連接板發(fā)生較大塑性變形后，預制鋼梁開始繞銷軸發(fā)生轉(zhuǎn)動，使得抗剪耗能桿因梁端弧形板和懸臂段弧形板之間的相互錯動而受到剪切作用。在該階段，由于節(jié)點核心區(qū)內(nèi)混凝土的填充約束作用，使得節(jié)點核心區(qū)內(nèi)的H 型鋼骨腹板并未發(fā)生明顯塑性變形。表明通過翼緣連接板和抗剪耗能桿發(fā)生集中變形耗能，可實現(xiàn)保護節(jié)點核心區(qū)不受損壞的功能。

當梁柱節(jié)點承載力達到峰值點后開始進入破壞階段，節(jié)點核心區(qū)和預制SRC 柱連接端附近的應力集中現(xiàn)象不斷減弱，并隨著層間位移角的增大逐漸轉(zhuǎn)移至人工塑性鉸連接處，此時，外部荷載主要由人工塑性鉸及連接組件承擔。在該階段，翼緣連接板的塑性變形明顯加速，抗剪耗能桿承擔梁端荷載引起的主要彎矩和變形，最終因翼緣連接板和抗剪耗能桿的塑性變形過大、承載力降低而發(fā)生破壞。在整個加載過程中，預制SRC 柱因自身具有較大的抗側(cè)剛度和承載能力，其基本保持彈性受力狀態(tài)，符合“強柱弱梁”的抗震設計的基本原則。其余各試件破壞時的應力云圖見圖7。

圖7 各試件破壞時的應力云圖Fig.7 Stress nephogram of each specimen during failure

人工塑性鉸梁柱節(jié)點的受力機理為：在加載初期，梁端荷載傳遞至人工塑性鉸連接處時未發(fā)生明顯轉(zhuǎn)動，梁端荷載作用下產(chǎn)生的彎矩主要通過高強螺栓和翼緣連接板傳遞至節(jié)點核心區(qū)（上部翼緣連接板受拉、下部翼緣連接板受壓），剪力主要通過銷軸傳遞至人工塑性鉸和節(jié)點核心區(qū)，抗剪耗能桿承擔并傳遞較小的剪切作用；隨著層間位移角的增大，翼緣連接板逐漸發(fā)生屈曲變形，人工塑性鉸發(fā)生明顯轉(zhuǎn)動，彎矩開始同時由翼緣連接板和抗剪耗能桿進行傳遞（抗剪耗能桿繞銷軸發(fā)生剪切變形進行內(nèi)力傳遞和耗能），剪力繼續(xù)由銷軸承擔并傳遞梁柱節(jié)點。當梁端內(nèi)力有效傳遞至節(jié)點核心區(qū)后，人工塑性鉸內(nèi)部的H 型鋼骨腹板和柱端之間的高強螺栓承擔了主要的剪切作用。由于柱端之間連接螺栓的可靠性，以及節(jié)點核心區(qū)內(nèi)混凝土的填充約束作用，使得預制SRC 柱連接端及H 型鋼骨腹板并未發(fā)生明顯塑性變形和破壞現(xiàn)象。梁柱節(jié)點最終因翼緣連接板、抗剪耗能桿的彎曲變形和剪切變形嚴重而發(fā)生破壞。

3.2 彎矩（M）-轉(zhuǎn)角（θ）曲線分析

各試件的主要性能指標包括：初始剛度K0、屈服點的屈服彎矩My、屈服轉(zhuǎn)角θy；破壞點的極限彎矩Mu、極限轉(zhuǎn)角θu；峰值點的峰值彎矩Mmax、峰值轉(zhuǎn)角θmax。各特征點采用Park 法確定，如圖8 所示[21]。延性系數(shù)定義為梁端轉(zhuǎn)角（位移）延性系數(shù)，即μ=θu/θy。經(jīng)計算分析，得到各梁柱節(jié)點整體的彎矩-轉(zhuǎn)角曲線如圖9 所示，主要性能指標結(jié)果匯總見表2。

表2 各試件特征點性能指標Table 2 Performance indexes of characteristic points of each test piece

圖8 Park 法Fig.8 Park method

圖9 彎矩-轉(zhuǎn)角曲線Fig.9 Moment- rotation curve

3.2.1 軸壓比

由圖9（a）可知，不同軸壓比影響下，各梁柱節(jié)點試件M-θ曲線的整體變化趨勢一致，具有明顯的彈性、彈塑性、破壞3 個階段。在彈性階段，M-θ曲線呈線性增長，各梁柱節(jié)點試件達到屈服點時的My值變化幅度較小約為7%，但K0值隨著軸壓比的增大呈增長趨勢，其變化幅度約為32.41%，表明軸向荷載的增大有利于提高梁柱節(jié)點加載初期抗彎剛度。隨著層間位移角的增大，M-θ曲線呈現(xiàn)出非線性特征，即彎矩的增長速度較轉(zhuǎn)角增長緩慢。隨著軸壓比的增大，梁柱節(jié)點峰值承載力及相應的峰值轉(zhuǎn)角均呈現(xiàn)出先增大后降低的變化趨勢，但其變化幅度較小約為5.1%，當軸壓比為0.4 時，梁柱節(jié)點峰值承載力最大。

當各梁柱節(jié)點達到峰值承載力后就開始進入破壞階段，M-θ曲線因軸壓比的不同呈現(xiàn)出不同的剛度退化趨勢。軸壓比越?。ù螅琈-θ曲線下降段的斜率越陡，延性性能越差，其變化幅度約為49.6%，原因是軸壓比較小時，軸向荷載對抑制柱端和節(jié)點核心區(qū)的剪切變形作用較小，當梁柱節(jié)點達到峰值荷載后，翼緣連接板和抗剪耗能桿很快發(fā)生屈服破壞，使得梁柱節(jié)點并未充分利用柱端和節(jié)點核心區(qū)的剪切變形功能；軸壓比較大時，軸向荷載對柱端和節(jié)點核心區(qū)的剪切變形有較大的抑制作用，使得梁柱節(jié)點整體受力和變形均轉(zhuǎn)移至人工塑性鉸的連接處，外部荷載均由翼緣連接板和抗剪耗能桿承擔，梁柱節(jié)點整體的受力性能逐漸退化。由此表明，當軸壓比過?。ù螅α褐?jié)點峰值承載力影響較小，但增大了梁柱節(jié)點發(fā)生脆性破壞的可能性，建議節(jié)點軸壓比范圍在0.2～0.6 之間。當軸壓比為0.4 時，人工塑性鉸梁柱節(jié)點的承載能力和延性變形最為理想。

3.2.2 翼緣連接板厚度

由圖9（b）可知，翼緣連接板厚度對各梁柱節(jié)點M-θ曲線的影響顯著。在加載初期，當θ小于0.1 rad 時，M-θ曲線基本重合，但隨著θ的增大，各梁柱節(jié)點的屈服點發(fā)生較大變化，導致My值增大約為56.64%，K0值降低22.48%。當翼緣連接板厚度為8 mm 時，梁柱節(jié)點的M-θ曲線在發(fā)生屈服后很快達到峰值，無明顯的彈塑性變形，且在梁柱節(jié)點達到峰值荷載后立刻出現(xiàn)承載力驟降現(xiàn)象（θ=0.013～0.014），承載力降幅約為10.36%，具有一定的脆性特征，但在θ大于0.014 后，M-θ曲線逐漸趨于平穩(wěn)。原因是翼緣連接板厚度較小時，翼緣連接板的抗彎能力較低，當梁柱節(jié)點受到外部荷載作用后，翼緣連接板很快發(fā)生彎曲變形而破壞，但由于抗剪耗能桿的存在承擔了一定的彎矩作用，保證了人工塑性鉸良好的變形性能。當翼緣連接板厚度從10 mm增大至12 mm 時，梁柱節(jié)點峰值承載力及相應的峰值轉(zhuǎn)角均呈現(xiàn)出增大趨勢，變化幅度分別為18.83%、36.96%。同時，梁柱節(jié)點延性系數(shù)由3.16 增大至4.05，梁柱節(jié)點的塑性變形能力得到提高且在最終破壞階段并未發(fā)生顯著的性能退化。原因是翼緣連接板厚度的增大，可有效提高其截面的抗彎剛度，改善梁柱節(jié)點的抗彎性能。由此表明，翼緣連接板厚度對梁柱節(jié)點承載力和延性均有較大影響，建議取值范圍為10～12 mm。

3.2.3 抗剪耗能桿直徑

由圖9（c）可知，抗剪耗能桿直徑對各試件M-θ曲線整體的影響較小。在彈性和彈塑性階段，梁柱節(jié)點K0值隨著抗剪耗能桿直徑的增大呈現(xiàn)出增大趨勢，其變化幅度為11.82%。各梁柱節(jié)點屈服彎矩和峰值彎矩的變化幅度分別為6.2%、0.58%，表明抗剪耗能桿直徑對梁柱節(jié)點承載力的影響較小，可忽略不計。但隨抗剪耗能桿直徑的增大，各梁柱節(jié)點達到峰值荷載時對應的轉(zhuǎn)角逐漸減小，表明抗剪耗能桿直徑的增大，提高了其截面的抗剪剛度，降低了人工塑性鉸的轉(zhuǎn)動變形，但也加重了翼緣連接板和梁端弧形板的應力集中。當進入破壞階段后，梁柱節(jié)點M-θ曲線均呈現(xiàn)出穩(wěn)定的降低趨勢。但隨著抗剪耗能桿直徑的增大，M-θ曲線的下降段斜率逐漸變陡，梁柱節(jié)點的延性變形呈降低趨勢且降低幅度約為40%，表明抗剪耗能桿對梁柱節(jié)點延性變形影響較大。綜合考慮梁柱節(jié)點承載能力、延性及應力集中現(xiàn)象，建議抗剪耗能桿直徑取值范圍為10～14 mm。

根據(jù)人工塑性鉸梁柱節(jié)點的設計方法，結(jié)合對人工塑性鉸梁柱節(jié)點受力性能分析，計算得到了人工塑性鉸梁柱節(jié)點在不同軸壓比、翼緣連接板厚度、抗剪耗能桿影響下的K0值均小于0.25EIb/Lb=7.06×106((kN·m)/rad)，Mu值基本均大于Mb=263 kN·m，符合鉸接的定義標準且具有完全強度連接特征。此外，計算得到各試件的極限轉(zhuǎn)角在0.039～0.088 rad 之間，滿足FEMA-350 的延性設計要求（不小于0.03 rad）[22]。綜上表明，提出的新型人工塑性鉸梁柱節(jié)點滿足剛度設計方法的要求，其設計方法的可行性得到了有效驗證。

4 結(jié)論

提出一種新型人工塑性鉸梁柱節(jié)點，通過數(shù)值模擬方法對人工塑性鉸梁柱節(jié)點進行單調(diào)荷載作用下的有限元分析，研究了不同參數(shù)（軸壓比、翼緣連接板厚度、抗剪耗能桿直徑）對梁柱節(jié)點破壞模式、受力機理及M-θ曲線的影響規(guī)律，結(jié)論如下：

1）人工塑性鉸梁柱節(jié)點的最終破壞模式為梁端受彎破壞，破壞位置主要集中在人工塑性鉸的連接部位，翼緣連接板、抗剪耗能桿及人工塑性鉸是影響梁柱節(jié)點內(nèi)力分配與傳遞的關(guān)鍵部件。

2）隨著軸壓比的增大，梁柱節(jié)點承載力和延性系數(shù)呈現(xiàn)出先增大后降低的變化趨勢。當軸壓比為0.4 時，人工塑性鉸梁柱節(jié)點的承載能力和延性變形最為理想，建議取值范圍為0.2～0.6。翼緣連接板厚度對梁柱節(jié)點承載力和延性均有較大影響，建議取值范圍為10～12 mm。抗剪耗能桿直徑對梁柱節(jié)點承載力的影響較小，可忽略不計，但對梁柱節(jié)點延性變形影響較大，建議取值在10～14 mm 之間，以上建議值主要適用于提出的半剛性人工塑性鉸梁柱節(jié)點的力學性能和抗震性能分析。

3）人工塑性鉸梁柱節(jié)點屬于鉸接連接和完全強度連接，滿足規(guī)范設計中延性系數(shù)限值（≥0.03 rad）的要求。