卷边钢板组合截面部分外包混凝土组合柱（partially encased concrete composite column with crimping steel plates composite section，简称卷边PEC柱^[1]）是方有珍等^[2]为了改善常规型钢和钢板组合截面PEC柱设置拉接筋引起的施工不便和双向刚度差异，对钢板组合截面翼缘端部采取卷边措施，且在对应翼缘卷边部分焊接拉结板条的改进型PEC柱。系列研究^[1，3]验证：1）卷边PEC柱具有常规PEC柱提高抗压承载力、增大抗侧刚度、改善构件抗震延性等力学性能优势及钢板组合截面尺寸设计的灵活性；2）卷边PEC柱的卷边措施可增强部分外包混凝土的约束作用，进一步提高混凝土的强度，减小截面双向刚度差异；3）卷边PEC柱在对应翼缘卷边部分焊接拉结板条替代拉结筋可消除翼缘间设置拉接筋引起的施工不便。

抗弯钢框架节点焊接易于在地震时发生脆性断裂而不能充分发挥框架结构的变形能力，为此，国内外相关学者提出了包括狗骨式连接的多种新型节点延性连接形式。狗骨式连接通过梁端截面翼缘削弱以实现梁端塑形铰位置远离节点区，增强了节点连接的转动能力，降低了梁柱连接对焊缝的抗震需求。黄炳生等^[4] 对采用狗骨式连接的1榀两层两跨轻钢框架试件进行了抗震研究，给出了梁端削弱截面形成塑性铰的基本条件和狗骨式框架抗震初步设计方法；孙国华等^[5]对采用狗骨式连接的5榀单跨钢框架层间子结构试件进行了抗震试验研究，分析了加载制度对抗震性能的影响。

此外，端板对穿螺栓连接是组合柱–钢梁节点传力最优的连接方式，方有珍等对采用对穿螺栓的组合柱–钢梁节点连接^[6]和层间子结构^[7–8]进行了系列试验研究，结果表明：对穿螺栓使得节点区形成了混凝土斜压带传力模式，更好满足了“强节点”的抗震要求；狗骨式连接实现了梁端塑性铰形成位置远离节点区的设计目标；层间子结构表现为梁端削弱截面充分屈服耗能的框架结构理想延性破坏模式。

综上所述，目前对采用端板狗骨式连接的PEC柱–钢梁节点和组合框架结构层间子结构方面研究取得了系列成果，但基于组合结构体系的抗震性能研究仍缺乏。为此，作者对1榀两层单跨PEC柱（弱轴）–削弱截面钢梁端板连接组合框架试件进行低周往复荷载下的拟静力试验，分析其滞回性能、抗侧刚度、连接性能、抗震延性与耗能能力、损伤进程和破坏模式等抗震性能，揭示其抗震机理。

1 试验概况 1.1 模型试件设计

作者设计制作了1榀底部两层单跨1∶2缩尺模型试件，试件尺寸和设计构造见图1。

其中：试件跨度为2 000 mm，层高均为1 500 mm；上部带有PEC柱440的外伸端用于连接加载梁，以实现柱顶同步加载。PEC柱钢骨架采用Q235钢板卷边焊接组合截面（翼缘310 mm×5钢板（两边卷边30）、腹板240 mm×5钢板、拉结板–220 mm×30 mm×4 mm钢板）、混凝土设计选用C20；钢梁选用I20a；PEC柱与钢梁采用端板预拉对穿螺栓（10.9级 $d$ =20，设计预紧力值10 kN）连接，端板与钢梁焊接（翼缘对接焊缝、腹板角焊缝）。在PEC柱钢骨架钢板、钢梁翼缘与腹板截取试样进行标准材性试验，结果见表1。卷边PEC柱部分外包混凝土按批次各预留3个标准试块（150 mm立方体）进行混凝土标准立方体抗压试验，立方体抗压强度实测平均值 ${f_{\rm{m}}}$ =19.6 MPa。

1.2 测试内容

试验选定测试内容：1）水平位移；2）节点连接（PEC柱与钢梁间）转角；3）梁端转角；4）PEC柱关键截面、梁端削弱截面和节点区受力状态判定（应变片与应变花），见图2。

1.3 试验方案与制度

试件PEC柱脚通过摩擦高强螺栓与刚性地梁刚接，且地梁利用地栓与千斤顶进行限位；试件上部PEC柱顶端通过平面铰支座与连接作动器的刚性加载梁相连以实现PEC柱位移同步，见图2。

试验参考文献[9]中考虑实际地震特点（小震频遇、大震罕遇）的加载方案，采取全程位移控制加载：正式加载前进行预加载，检查测点仪表是否正常工作，检查完好后进入正式加载，并以“试件承载力下降至其极限承载力85%或侧移超过罕遇地震水平框架结构层间侧移限值1/30”作为试验结束标志。试验加载制度见表2。

2 试验过程现象描述

试验加载初期，试件处于弹性状态，无明显外在现象；加载至位移26 mm级，试件梁端削弱部位翼缘进入屈服并出现起皮（图3（a））；加载至位移51 mm级，梁端削弱部位屈服线逐步向截面中部延伸；加载至位移68 mm级，梁端削弱部位截面屈服线贯通而形成塑性铰（图3（b）），且A柱上节点梁下翼缘连接焊缝由于缺陷而轻微撕裂（见图3（c））；加载至位移102 mm级时，梁端削弱部位截面屈服区向跨中扩展明显（图3（d）），且A柱上节点梁下翼缘连接焊缝处撕裂并向中间发展；加载至位移136 mm级，梁端削弱部位截面屈服区向梁跨中继续发展，A柱上节点梁端焊缝撕裂严重，且A柱下节点梁上翼缘连接焊缝也出现撕裂（见图3（e）），试件推向承载力下降至极限承载力80%，而拉方向承载力仍未下降至相应极限承载力的85%；继续加载至位移153 mm级，A柱上节点梁端焊缝撕裂至截面腹板2/3，同时PEC柱脚部位混凝土压溃导致钢结构翼缘卷边部分撕裂（见图3（f）），试件拉方向承载力下降对应极限承载力的78.6%，且试件整体实测侧移角超过了罕遇地震下框架结构层间侧移限值1/30，试验加载宣告结束。

3 实测结果分析 3.1 水平荷载–侧移角关系曲线与骨架曲线

基于试验实测数据进行整理，得出了试件相关的多条水平荷载–侧移角关系曲线，见图4。图4中 $\theta $ _整体、 ${\theta _1}$ 和 ${\theta _2}$ 分别为试件整体（试件两层）、1层与2层层间侧移角， $\theta $ _整体=Δ_整体/ $h$ _整体， ${\theta _1} = {\varDelta _1}/{h_1}$ ， ${\theta _2} = {\varDelta _4}/{h_2}$ ， $h$ _整体、 ${h_1}$ 与 ${h_2}$ 对应试件两层总高度、1层与2层层高，Δ_整体、Δ₁与Δ₂分别为试件整体、1层层间和2层层间实测相对侧移。

通过图4分析发现：试验加载前期，试件整体处于弹性受力状态；加载至位移26 mm级，试件梁端削弱部位截面翼缘开始屈服，试件承载力为91.65 kN（推）、92.23 kN（拉）；加载至位移51 mm级，梁端削弱部位截面屈服向截面中心发展，滞回环面积明显增大；加载至位移68 mm级，梁端削弱部位截面屈服线贯穿整个截面而形成塑性铰，且PEC柱脚部位钢骨架翼缘端部应变片数据显示进入屈服，试件承载力为136.61 kN（推）/129.99 kN（拉）；加载至位移102 mm级时，梁端削弱部位截面屈服区向梁跨中扩展明显，且PEC柱脚部位受拉侧混凝土与底板脱开明显，受压侧混凝土出现压溃，试件转变为塑性机构并达到极限承载力142.71 kN（推）/143.63 kN（拉）；加载至位移136 mm级，梁端削弱部位截面屈服区继续向梁跨中发展，A柱上节点梁端板连接焊缝撕裂严重，且A柱下节点梁上翼缘与端板连接焊缝也出现撕裂，试件推向承载力下降至113.67 kN（对应极限承载力79.7%）；继续加载至位移153 mm级，A柱上节点梁端板连接焊缝撕裂至截面腹板下部2/3，同时PEC柱脚部位混凝土压溃导致钢结构翼缘卷边部分撕裂，试件拉方向承载力也下降至112.88 kN（对应极限承载力78.6%），则试验加载结束。

根据水平荷载与侧移角关系曲线得到对应骨架曲线（图5）。

图5显示：试件PEC柱顶骨架曲线与试件整体骨架曲线基本重合，而1层其初始抗侧刚度最大，2层初始抗侧刚度最小，主要在于试件PEC柱脚刚接，试件1层约束强于2层，且试件加载结束对应侧移角 $\theta $ _整体、 ${\theta _1}$ 和 ${\theta _2}$ 分别为0.033 7 rad（推）/0.037 7 rad（拉）、0.027 3 rad（推）/0.028 7 rad（拉）和0.041 3 rad（推）、0.046 7 rad（拉），其中，试件整体和2层层间侧移角均超过了罕遇地震水平下框架结构层间侧移限值1/30，而1层层间侧移角也超过了设计地震水平下框架结构层间侧移限值1/50，即试件结构具有良好的抗震延性和抗倒塌能力。

3.2 抗侧刚度退化

引入峰值刚度 ${K_{\rm{p}}}$ 和等效刚度 ${K_{\rm{eq}}}$ 对试件抗侧刚度进行描述，见式（1）：基于实测数据计算得到试件整体和各层间抗侧刚度（即各加载级取其所有循环抗侧刚度的平均值）退化规律曲线（图6）。

$\left\{\begin{aligned}& {K_{{\rm {p}}{\rm i}}} = \frac{{\left| {{P_{\rm i}^ +} } \right| + \left| {{P_{\rm i}^ - }} \right|}}{{\left| {{{{\varDelta }}_{\rm i}^ +} } \right| + \left| {{{{\varDelta }}_{\rm i}^ -} } \right|}}{\text{；}}\qquad\qquad\qquad\qquad\quad\\ & K_{{\rm eqi}}^ + = \frac{{\left| {{P_{\rm i}^ +} } \right|}}{{\left| {{{{\varDelta }}_{\rm i}^ +} } \right|{\rm{ + }}\left| {{{{\varDelta }}_{{\rm ir}}^ +} } \right|}}\;\;{\text{或}}\;\;\;K_{{\rm eqi}}^ - = \frac{{\left| {{P_{\rm i}^ -} } \right|}}{{\left| {{{{\varDelta }}_{\rm i}}^ - } \right|{\rm{ + }}\left| {{{{\varDelta }}_{{\rm ir}}^ -} } \right|}}\end{aligned}\right.$

(1)

式中： ${{{{\varDelta }}_{\rm i}^ +} }$ 、 ${{{{\varDelta }}_{\rm i}^ -} }$ 为相应位移加载级滞回环推拉方向最大水平位移， ${{{{\varDelta }}_{{\rm ir}}^ +}}$ 、 ${{{{\varDelta }}_{{\rm ir}}^ -} }$ 为对应滞回环推拉方向试件加载起始点初始残余位移； ${{P_{\rm i}^ +} }$ 、 ${{P_{\rm i}^ -} }$ 为 ${{{{\varDelta }}_{\rm i}^ +} }$ 与 ${{{{\varDelta }}_{\rm i}^ -} }$ 对应的试件承载力。

由图6分析可知，试验加载初期，试件PEC柱脚刚接导致1层层间抗侧刚度最大，试件整体、1层与2层层间初始峰值刚度为6.15×10⁶、15.76×10⁶ 以及10.12×10⁶ N/m，而初始等效刚度为5.50×10⁶ （推）/5.82×10⁶ （拉）；14.42×10⁶（推）/15.03×10⁶ N/m（拉）和9.05×10⁶ （推）/9.49×10⁶ （拉）。即进一步验证了文献[2]的结论：即采取卷边措施有效改善了常规PEC柱弱轴方向的抗侧刚度；加载至位移26 mm级，梁端削弱部位附近截面翼缘开始屈服，试件抗侧刚度出现明显下降趋势；加载至位移68 mm级，梁端削弱部位截面屈服线贯通而形成塑性铰，试件抗侧刚度下降趋势平缓，此时试件整体、1层与2层层间峰值刚度为2.75×10⁶、7.50×10⁶与4.34×10⁶ N/m，相应衰减为55%、52%和57%，对应等效刚度为2.20×10⁶ N/m（推）/1.92×10⁶ （拉）；6.09×10⁶ （推）/5.24×10⁶（拉）和3.44×10⁶（推）/3.04×10⁶（拉），相应衰减为60%（推）/67%（拉）；58%（推）/65%（拉）和62%（推）、68%；加载至位移102 mm级时，梁端削弱部位截面屈服区向梁跨中扩展明显，且PEC柱脚部位受拉侧混凝土与底板脱开明显，受压侧混凝土出现压溃，试件转变为塑性机构，试件抗侧刚度趋于恒定；随后加载至位移153 mm级，A柱上节点梁端连接焊缝撕裂至截面腹板2/3，同时，PEC柱脚部位混凝土压溃导致钢骨架翼缘卷边撕裂，试件推拉方向承载力均下降至极限承载力80%左右；试验加载结束，试件整体、1层与2层层间峰值刚度为1.05×10⁶、2.69×10⁶和1.74×10⁶ N/m，均衰减83%，而等效刚度为0.69×10⁶ （推）/0.61×10⁶ （拉）、1.78×10⁶ （推）/1.58×10⁶ （拉）和1.15×10⁶（推）/1.00×10⁶（拉），其相应衰减为87%（推）/89%（拉）、87%（推）/90%（拉）和87%（推）、89%，抗侧刚度退化明显，这主要是由于PEC柱弱轴布置，混凝土易于发生拉裂和压溃脱落。

3.3 节点连接性能

梁柱节点连接包括了节点连接和节点区的力学性能。

3.3.1 节点连接

试验在试件节点连接部位布置位移传感器测试相应转角，其中，A柱上下节点的节点连接转角 $\theta $ _连接，而B柱上下节点的梁端转角 $\theta $ _梁端，转角计算见式（2）：

${\theta _{{\text{连接}}/{\text{梁端}}}} = \frac{{{\varDelta _{{\text{上}}}} - {\varDelta _{{\text{下}}}}}}{l}$

(2)

式中，Δ_上、Δ_下为节点连接部位梁上下位移传感器的实测值， $l$ 为对应位移传感器测点间距离。

由于上梁节点转动明显大于下梁节点，为此，根据实测数据仅计算下梁节点给出相关转角曲线（图7）。

从图7中发现：试验加载初期，试件处在弹性受力状态，节点连接与梁端转角均较小；加载至位移51 mm级，梁端削弱部位截面屈服向截面中心发展，节点连接与梁端转角增大趋势明显；加载至位移136 mm级，梁端削弱部位截面屈服区向梁跨中发展，A柱上节点梁端连接焊缝撕裂严重，且A柱下节点梁上翼缘连接焊缝也出现撕裂，导致A柱节点连接转角的幅度增大加剧；加载至153 mm级试验结束，A柱上节点梁连接焊缝撕裂达到截面腹板2/3，同时，PEC柱脚部位混凝土压溃导致钢结构翼缘卷边部分撕裂，试件推拉方向承载力均下降至其极限承载力的80%左右，此时节点连接和梁端转角均超过罕遇地震作用下框架结构层间侧移限值的1/30，即节点连接转动能力发挥充分。

3.3.2 节点区剪切性能

试件梁柱节点区布置应变花以测试其剪切变形 $\gamma $ ，其计算如式（3）所示：

${\gamma _{\rm i}} = 2 {\fzssfont\text{×}}{\varepsilon _{{\rm i}45 }} - {\varepsilon _{{\rm i}90 }} -{\varepsilon _{{\rm i}0}}$

(3)

式中， ${\varepsilon _{{\rm i}45 }}$ 、 ${\varepsilon _{{\rm i}90 }}$ 和 ${\varepsilon _{{\rm i}0}}$ 分别为应变花中与水平成45º、90º和0º的应变片实测值。

根据实测数据的计算结果给出了相应节点区的剪应变曲线图8。

如图8所示，整个试验过程中所有节点区的最大剪切变形 ${\gamma _{\max }}$ =569 1×10^–6，进一步验证了文献[6，9]的结论：即采取对节点区设置节点加强板提高了节点区混凝土的约束，且预拉对穿螺栓连接将梁端受拉翼缘拉力转化为对节点区的压力，形成了混凝土斜压带传力模式，极大程度地分担了节点区的抗剪需求，更好满足了“强节点”的抗震要求。

3.4 抗震延性与耗能 3.4.1 抗震延性

结构的抗震延性通常采用无量纲位移延性系数 $\mu $ 指标进行评价，计算式如下：

${{\mu }} = \frac{{{{{\theta }}_{\rm u}}}}{{{{{\theta }}_{\rm y}}}}$

(4)

式中： ${{\theta _{\rm{y}}}}$ 为试件明显屈服对应侧移角，结合试验现象和实测数据确定； ${{\theta _{\rm{u}}}}$ 为试件承载力下降至85%峰值荷载对应极限侧移角。

基于试件荷载–侧移角骨架曲线得到了试件相关位移延性系数，如表3所示。

从表3中可知：试件PEC柱脚近似刚接，1层约束大于2层，导致1层损伤发展进程滞后于2层；1层层间位移延性系数大于2层，且在A柱梁柱节点梁端焊缝存在缺陷情况下，试件所有位移延性系数均大于2.7，表明试件具有良好的抗震延性和抗倒塌能力。

3.4.2 耗能

从滞回耗能（即滞回环面积）和等效黏滞阻尼比方面对试件耗能能力进行评价。

1）滞回耗能

根据图4实测水平荷载–侧移角滞回曲线，计算得到试件试验过程中的相关滞回耗能 ${A_{\rm{E}}}$ （即每个加载级各个滞回环面积的平均值）发展进程曲线（图9）。

由图9分析发现：试验加载前期，试件处在弹性受力状态，其极小量耗能源于连接处间隙和混凝土缝隙的挤压密实；加载至位移26 mm级，试件梁端削弱部位截面翼缘开始屈服，试件耗能明显增大；加载至位移102 mm级，梁端削弱部位截面屈服区向梁跨中扩展明显，且PEC柱脚部位受拉侧混凝土与底板脱开明显，受压侧混凝土出现压溃脱落，试件转变为塑性机构，各部分耗能发展进程有所延缓。此外，由于PEC柱脚近似刚接，1层约束大于2层，1层塑性损伤发展进程滞后于2层。

2）等效黏滞阻尼比

实际结构的耗能能力可通过等效黏滞阻尼比 ${\zeta _{{\rm{eq}}}}$ 评定，其计算如下：

${\zeta _{{\rm{eq}}}} = \frac{1}{{2{\text{π}} }} \cdot \frac{{{A_{\rm Ei}}}}{{(\varDelta _{\rm i}^ + {\fzssfont\text{×}} P_{\rm i}^ + + \varDelta _{\rm i}^ - {\fzssfont\text{×}} P_{\rm i}^ - )/2}}$

(5)

式中， ${A_{\rm Ei}}$ 为计算滞回环面积， $\varDelta _{\rm i}^ +$ 、 $\varDelta _{\rm i}^ -$ 分别为对应滞回环推拉方向水平位移极值， $P_{\rm i}^ +$ 、 $P_{\rm i}^ -$ 分别为 $\varDelta _{\rm i}^ +$ 与 $\varDelta _{\rm i}^ -$ 对应的试件承载力。

基于图4实测水平荷载–侧移角滞回曲线，计算得到了试件试验加载过程中相应多条等效黏滞阻尼比发展规律曲线（图10）。

从图10中可以看出：试验加载前期，试件处在弹性受力状态，所有等效黏滞阻尼比不超过0.05，与现行《建筑抗震设计规范》^[10] 中对混凝土结构的建议取值吻合；加载至位移26 mm级后，试件梁端削弱部位截面翼缘进入屈服，试件等效黏滞阻尼比增大趋势明显；加载至位移68 mm级，梁端削弱部位截面屈服线贯穿整个截面而形成塑性铰，且PEC柱脚部位钢骨架翼缘端部进入屈服，试件等效黏滞阻尼比增大趋势平缓；整个加载过程中，试件所有的等效黏滞阻尼比发展进程基本一致，且试验加载结束时对应的试件整体、1层与2层层间等效黏滞阻尼比为0.281、0.276和0.283，即试件各部分耗能发挥程度基本相同，结合文献[7]可知，该框架结构形式沿高度耗能均匀分布。

4 试件破坏模式

结合试验过程记录现象与测点数据分析可知，在试验中试件的塑性损伤发展进程表现为：试验加载至位移68 mm级，梁端削弱部位截面屈服线贯通而形成塑性铰，且PEC柱脚部位钢骨架翼缘端部进入屈服；加载至位移102 mm级时，梁端削弱部位截面屈服区向梁跨中扩展明显，PEC柱脚部位受拉侧混凝土与底板脱开明显，受压侧混凝土出现压溃脱落，试件实现了框架结构的理想延性破坏模式，试件转化为塑性破坏机构，见图11。

5 结　论

1）卷边PEC柱（弱轴）–削弱截面钢梁端板连接组合框架试件在梁与端板连接焊缝存在一定缺陷条件下，其极限承载力仍达到142.71 kN（推）/143.63 kN（拉），试件整体初始峰值抗侧刚度和等效抗侧刚度分别为6.15 $ \times $ 10⁶ N/m和5.50 $ \times $ 10⁶ N/m（推）/5.82 $ \times $ 10⁶ N/m（拉），进一步表明采取卷边措施有效改善了常规PEC柱弱轴方向的抗侧刚度。

2）由于PEC柱弱轴布置，混凝土易于开裂压溃脱落，试件抗侧刚度退化明显，承载力衰减缓慢。

3）采取梁端截面翼缘削弱以实现梁端塑性铰形成位置远离节点区，达到“强节点”的设计目标。试件滞回曲线较为饱满，且在梁与端板连接焊缝存在缺陷条件下，由于PEC柱良好的抗侧能力导致试件整体侧移、延性系数和等效黏滞阻尼比仍达到0.033 7 rad（推）/0.037 7 rad（拉）、2.76（推）/2.76（拉）和0.281，即试件结构具有良好的变形、抗震延性与耗能能力。

4）卷边PEC柱（弱轴）–削弱截面钢梁端板连接组合框架试件呈现理想延性破坏机构，梁削弱截面部位和PEC柱脚相继形成塑性铰的塑性机构。