丁克偉，葉 堉

(1. 安徽建筑大學(xué) 安徽省建筑結(jié)構(gòu)與地下工程重點(diǎn)實(shí)驗(yàn)室，安徽 合肥 230601；2. 安徽建筑大學(xué) 土木工程學(xué)院，安徽 合肥 230601)

0 引 言

裝配式梁柱節(jié)點(diǎn)的連接形式及抗震性能是目前施工和設(shè)計(jì)中的重點(diǎn)問題，梁柱節(jié)點(diǎn)作為一種易發(fā)生脆性剪切破壞的傳力構(gòu)件，在地震荷載作用下是結(jié)構(gòu)較為薄弱的一個(gè)環(huán)節(jié)。典型的梁柱連接形式有濕式連接和干式連接2種，因濕式連接與現(xiàn)澆節(jié)點(diǎn)的連接方式較為相似，所以運(yùn)用較為廣泛，但干式連接也具有很多優(yōu)勢(shì)，值得深入研究，梁柱節(jié)點(diǎn)的連接形式尤為重要。連接形式必須在強(qiáng)度、整體性和裝配效率等方面都滿足一定的設(shè)計(jì)要求。螺栓連接或焊接連接是較為有效的連接方式之一，Liu等[1]提出了一種新型的插入式混凝土梁柱連接節(jié)點(diǎn)，節(jié)點(diǎn)連接處通過螺栓和焊接的方式進(jìn)行固定，這種插入式梁柱節(jié)點(diǎn)雖然初始剛度與現(xiàn)澆節(jié)點(diǎn)相比較低，但具有較高的承載能力和加工質(zhì)量。Ding等[2-5]對(duì)梁柱節(jié)點(diǎn)等裝配式構(gòu)件的抗震性能進(jìn)行了深入研究。吳從曉等[6]設(shè)計(jì)了2組預(yù)制裝配式混凝土框架節(jié)點(diǎn)和1組現(xiàn)澆節(jié)點(diǎn)，并進(jìn)行了抗震性能對(duì)比。

目前，一些研究者對(duì)提高新型節(jié)點(diǎn)的承載能力和耗能能力做了很多的工作，研究了一些具有高剛度的連接構(gòu)件，用于提高預(yù)制混凝土結(jié)構(gòu)的穩(wěn)定性[7-9]。然而，關(guān)于節(jié)點(diǎn)的裝配效率及災(zāi)后修復(fù)效率并沒有過多的研究。Oliveira等[10]設(shè)計(jì)了一種新型的混凝土梁柱節(jié)點(diǎn)，該節(jié)點(diǎn)的抗彎強(qiáng)度約為現(xiàn)澆節(jié)點(diǎn)的80%，但由于沒有牛腿的存在，所以在組裝梁柱時(shí)需要借助臨時(shí)支撐進(jìn)行連接。

為此，本文提出了一種基于螺栓連接的新型混凝土梁柱節(jié)點(diǎn)，該節(jié)點(diǎn)為干式連接，其中明牛腿的存在不僅解決了臨時(shí)支撐和節(jié)點(diǎn)安裝等問題，還提供了良好的抗剪承載力。本文分析了試驗(yàn)節(jié)點(diǎn)的滯回性能、剛度退化、耗能能力等；同時(shí)，基于ABAQUS有限元仿真軟件對(duì)比分析了現(xiàn)澆節(jié)點(diǎn)和試驗(yàn)節(jié)點(diǎn)的抗震性能差異。

1 試驗(yàn)概況

1.1 試驗(yàn)設(shè)計(jì)

與現(xiàn)澆節(jié)點(diǎn)不同，試驗(yàn)節(jié)點(diǎn)的混凝土梁柱是分別預(yù)制并進(jìn)行安裝的。這種混凝土裝配式結(jié)構(gòu)的構(gòu)件特性使得梁柱的混凝土強(qiáng)度即使不同也不會(huì)妨礙整體構(gòu)件的施工及安裝過程。王清湘等[11]的研究表明，使用C80高強(qiáng)度混凝土代替普通強(qiáng)度混凝土可以減小構(gòu)件的橫截面尺寸，從而達(dá)到減少材料和有效節(jié)省空間的目的。根據(jù)《建筑抗震設(shè)計(jì)規(guī)范》(GB 50011—2010)設(shè)計(jì)制作了2種不同螺栓強(qiáng)度等級(jí)的裝配式梁柱節(jié)點(diǎn)[12]，牛腿柱的混凝土強(qiáng)度為C80，T形梁的混凝土強(qiáng)度為C40，柱高為4 200 mm，承壓鋼板采用Q345B級(jí)鋼，鋼板厚度為20 mm，螺栓直徑為30 mm，螺栓預(yù)緊力為200 kN。基于5.6級(jí)螺栓和8.8級(jí)螺栓連接的節(jié)點(diǎn)構(gòu)件編號(hào)分別為PC1和PC2，節(jié)點(diǎn)構(gòu)件的細(xì)部構(gòu)造和配筋如圖1所示。

1.2 材料屬性

根據(jù)《普通混凝土力學(xué)性能試驗(yàn)方法標(biāo)準(zhǔn)》(GB/T 50081—2002)和《混凝土結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)規(guī)范》(GB 50010—2010)的設(shè)計(jì)要求[13-14]， 混凝土材料試件采用與試驗(yàn)中混凝土試件相同條件養(yǎng)護(hù)的標(biāo)準(zhǔn)混凝土，并測(cè)得相應(yīng)的混凝土力學(xué)性能指標(biāo)，如表1所示。鋼材和螺栓的力學(xué)性能指標(biāo)由拉伸試驗(yàn)測(cè)得，如表2，3所示。

表1 混凝土力學(xué)性能指標(biāo)Tab.1 Mechanical Performance Index of Concrete

表2 鋼筋力學(xué)性能指標(biāo)Tab.2 Mechanical Performance Index of Reinforcement

表3 螺栓力學(xué)性能指標(biāo)Tab.3 Mechanical Performance Index of Bolt

1.3 加載裝置與加載制度

本試驗(yàn)采用了力和位移混合加載的方式，試驗(yàn)地點(diǎn)為安徽省建筑結(jié)構(gòu)與地下工程重點(diǎn)實(shí)驗(yàn)室，試驗(yàn)加載裝置由電液伺服加載系統(tǒng)、千斤頂、連接桿、地腳螺栓、反力墻、反力架組成，柱頂柱底均采用鉸支座，柱頂施加500 kN的液壓千斤頂，梁端施加低周反復(fù)荷載，加載裝置如圖2所示。

2組試驗(yàn)節(jié)點(diǎn)構(gòu)件均采用變幅循環(huán)加載。荷載加載時(shí)每級(jí)循環(huán)1次，位移加載時(shí)每級(jí)循環(huán)3次，下推為正，上拉為負(fù)，加載制度如圖3所示。

2 試驗(yàn)結(jié)果及分析

2.1 試驗(yàn)現(xiàn)象

(1)PC1的試驗(yàn)現(xiàn)象

第一階段以力為控制模式進(jìn)行加載。荷載加載至+10 kN和-40 kN時(shí)，PC1節(jié)點(diǎn)均無明顯的試驗(yàn)現(xiàn)象。+25 kN時(shí)，T形梁端翼緣處出現(xiàn)第一條裂縫，裂縫寬度為0.19 mm。-55 kN時(shí)，原先在受拉階段產(chǎn)生的裂縫基本閉合，構(gòu)件沒有產(chǎn)生新的裂縫。+60 kN時(shí)，梁翼緣頂部產(chǎn)生多條細(xì)微裂縫，最大裂縫寬度增加至0.86 mm。-80 kN時(shí)，混凝土梁產(chǎn)生較大的變形，靠近節(jié)點(diǎn)核心區(qū)的梁端裂縫寬度增大至2.76 mm。

第二階段以位移為控制模式進(jìn)行加載。位移加載至+90 mm時(shí)，灌漿縫的寬度為1 cm，梁底部最大裂縫為8 mm。+110 mm時(shí)，混凝土梁產(chǎn)生了較大的位移，核心區(qū)節(jié)點(diǎn)處出現(xiàn)多處裂縫，靠近牛腿處的1根螺栓發(fā)生斷裂，梁翼緣端上部發(fā)生混凝土壓碎破壞，柱身無損傷，說明節(jié)點(diǎn)符合“強(qiáng)柱弱梁”的抗震要求。最終破壞狀態(tài)如圖4所示。

(2)PC2的試驗(yàn)現(xiàn)象

第一階段以力為控制模式進(jìn)行加載。荷載加載到+25 kN時(shí)，PC2節(jié)點(diǎn)無明顯的試驗(yàn)現(xiàn)象，+40 kN時(shí)，第一條寬度為0.1 mm的裂縫在梁翼緣上部出現(xiàn)。+50 kN時(shí)，梁上部裂縫的最大寬度為0.54 mm。+60 kN時(shí)，梁產(chǎn)生明顯的變形，梁翼緣上端裂縫的寬度持續(xù)增加至0.8 mm。

第二階段以位移為控制模式進(jìn)行加載。位移加載至+90 mm時(shí)，梁裂縫持續(xù)增多，裂縫寬度也增加。+110 mm時(shí),梁下部節(jié)點(diǎn)處混凝土被壓碎，T形梁端裂縫寬度達(dá)到12 mm，混凝土梁處的承壓板附近裂縫達(dá)到8 mm，梁部裂縫主要集中在靠近節(jié)點(diǎn)核心區(qū)的翼緣上端，而柱身無明顯裂縫產(chǎn)生，說明節(jié)點(diǎn)符合“強(qiáng)柱弱梁”的抗震要求。最終破壞狀態(tài)如圖5所示。

2.2 滯回曲線

PC1與PC2節(jié)點(diǎn)構(gòu)件的滯回曲線如圖6所示，通過滯回曲線可以得到以下結(jié)果：

(1)兩滯回曲線均呈弓形，且整體來說較為光滑、飽滿，滯回環(huán)的面積隨著位移加載的增大而增大,說明構(gòu)件具有良好的塑性變形能力。

(2)螺栓強(qiáng)度等級(jí)較小節(jié)點(diǎn)構(gòu)件的滯回環(huán)較為飽滿，但PC2的極限承載力較高。

(3)兩滯回曲線均出現(xiàn)“捏縮”效應(yīng)，這是由于螺栓與螺栓孔洞之間存在間隙，導(dǎo)致螺栓產(chǎn)生了相對(duì)滑移。PC2的“捏縮”效應(yīng)比PC1較大。

(4)加載初期，構(gòu)件的耗能較小，兩構(gòu)件的滯回曲線基本重合，且斜率保持一致，無較大的殘余變形產(chǎn)生，在彈性階段滯回環(huán)的面積較小，構(gòu)件的剛度大且無明顯的剛度退化。隨著加載等級(jí)的增大，兩節(jié)點(diǎn)構(gòu)件滯回曲線屈服后均表現(xiàn)出一定的剛度退化，這是由于隨著低周往復(fù)荷載的作用，節(jié)點(diǎn)核心區(qū)混凝土發(fā)生開裂，螺栓發(fā)生相對(duì)滑移現(xiàn)象，且剛度退化趨勢(shì)大的部分主要是在屈服階段。同時(shí)，PC1的下降段沒有PC2明顯，說明PC2的剛度退化速率較PC1快。

2.3 骨架曲線

圖7為PC1與PC2節(jié)點(diǎn)構(gòu)件的骨架曲線，由骨 架曲線的整體趨勢(shì)可知，PC2的水平極限承載力明顯高于PC1，說明螺栓強(qiáng)度等級(jí)的增大有利于提高節(jié)點(diǎn)構(gòu)件的水平極限承載力。在正負(fù)加載的過程中，PC1均先于PC2到達(dá)極限點(diǎn)。

2.4 骨架曲線特征值

由《建筑抗震試驗(yàn)規(guī)程》(JGJ/J 101—2015)中的規(guī)定可知：骨架曲線峰值點(diǎn)對(duì)應(yīng)的橫縱坐標(biāo)分別定義為極限位移Δm和極限荷載Pm，將85%Pm對(duì)應(yīng)的橫縱坐標(biāo)分別定義為破壞位移Δγ和破壞荷載Pγ，Δy為屈服位移，Py為屈服荷載，因此，由骨架曲線可以得到的特征值點(diǎn)為：屈服點(diǎn)(Δy，Py)，極限點(diǎn)(Δm，Pm)，破壞點(diǎn)(Δγ，Pγ)[15]。表4為詳細(xì)的特征值參數(shù)。由表4可知：①正向加載下，PC1的屈服承載力為PC2的82.83%，PC1的極限承載力為PC2的85.42%；②負(fù)向加載下，PC1的屈服承載力為PC2的89.79%，PC1的極限承載力為PC2的83.68%。

表4 骨架曲線特征值Tab.4 Characteristic Value on Skeleton Curve

綜上，在地震荷載作用下，螺栓強(qiáng)度越高的構(gòu)件其水平極限承載力也越高。

2.5 剛度退化

割線剛度能表現(xiàn)節(jié)點(diǎn)構(gòu)件的剛度退化情況，可以按公式(1)進(jìn)行計(jì)算

Ki=(|Fi|+|-Fi|)/(|Δi|+|-Δi|)

(1)

式中：Ki為第i級(jí)加載下的割線剛度；Fi，-Fi分別為第i級(jí)加載下的正、反向峰值荷載值；Δi，-Δi分別為第i級(jí)加載下正、反向峰值荷載對(duì)應(yīng)的位移值。

圖8為PC1與PC2的剛度退化曲線。由圖8可以看出：①兩節(jié)點(diǎn)構(gòu)件的剛度均隨著位移等級(jí)的增加而逐漸降低，且曲線整體趨勢(shì)基本相近，但PC2與PC1相比，剛度退化的速率較快，說明螺栓強(qiáng)度等級(jí)的增大使得構(gòu)件剛度退化的速率加快；②位移在10～25 mm時(shí)，兩節(jié)點(diǎn)構(gòu)件剛度退化的幅度最大，這是由于混凝土裂縫開展使得混凝土受壓區(qū)高度迅速減小，隨著位移等級(jí)增加，剛度退化趨勢(shì)明顯平緩。

2.6 等效黏滯阻尼系數(shù)

節(jié)點(diǎn)構(gòu)件能否很好地吸收地震所釋放的能量是整體結(jié)構(gòu)在地震作用下能否確保其不倒塌的重要因素之一。構(gòu)件具有足夠的耗能能力，這是衡量結(jié)構(gòu)抗震性能的一個(gè)重要的指標(biāo)。本文通過等效黏滯阻尼系數(shù)來評(píng)價(jià)構(gòu)件的耗能能力。

兩節(jié)點(diǎn)構(gòu)件的滯回曲線如圖9所示。等效黏滯阻尼系數(shù)he可以根據(jù)公式(2)計(jì)算

he=(SABCA+SADCA)/[2π(S△OBE+S△ODF)]

(2)

式中：SABCA，SADCA分別為曲線ABCA，ADCA所圍成的面積；S△OBE，S△ODF分別為△OBE，△ODF的面積。

圖10為PC1和PC2的等效黏滯阻尼系數(shù)。由圖10可知，隨著節(jié)點(diǎn)構(gòu)件進(jìn)入屈服階段，兩節(jié)點(diǎn)的等效黏滯阻尼系數(shù)持續(xù)增加，但由于PC2的捏縮效應(yīng)更為明顯，等效黏滯阻尼系數(shù)增長(zhǎng)較為緩慢，且PC1的等效黏滯阻尼系數(shù)整體較大。PC1和PC2的等效黏滯阻尼系數(shù)he分別在0.062～0.195和0.067～0.09之間。因此，PC1的耗能能力強(qiáng)于PC2，適當(dāng)減小螺栓等級(jí)能夠有效提高節(jié)點(diǎn)構(gòu)件的耗能性能。

3 有限元模擬分析

為了進(jìn)一步對(duì)比分析試驗(yàn)節(jié)點(diǎn)和一般現(xiàn)澆節(jié)點(diǎn)的差異性，本文采用有限元仿真模擬軟件ABAQUS對(duì)試驗(yàn)節(jié)點(diǎn)和現(xiàn)澆節(jié)點(diǎn)PC1分別進(jìn)行了有限元模擬，其中，現(xiàn)澆節(jié)點(diǎn)的材料屬性和模擬方法等均與試驗(yàn)節(jié)點(diǎn)保持一致。

有限元分析的準(zhǔn)確性決定著有限元模擬結(jié)果是否能有效地反映節(jié)點(diǎn)構(gòu)件的抗震性能[16]。為了保證單元類型、網(wǎng)格劃分、接觸設(shè)置、邊界條件、材料參數(shù)和求解方法的可靠性。本文的有限元部分參考了眾多研究者的數(shù)值模擬方法，Liu等[1]對(duì)新型插入式梁柱連接進(jìn)行了抗震性能研究和有限元數(shù)值模擬。Brunesi等[17]介紹了螺栓節(jié)點(diǎn)的有限元建模過程。Zhou等[18]提出了各種預(yù)應(yīng)力混凝土節(jié)點(diǎn)，并對(duì)節(jié)點(diǎn)細(xì)節(jié)進(jìn)行了參數(shù)研究。

3.1 有限元模型

在不改變屬性參數(shù)和建模方式的前提下，對(duì)試驗(yàn)節(jié)點(diǎn)和現(xiàn)澆節(jié)點(diǎn)分別進(jìn)行建模，混凝土、螺栓、鋼板均采用了C3D8R六面體線性減縮積分實(shí)體單元，鋼筋采用T3D2線性桁架單元；網(wǎng)格劃分采用先定義切割面后劃分網(wǎng)格的方式來進(jìn)行，這種方式可以有效地劃分模型各區(qū)域，并將節(jié)點(diǎn)核心區(qū)的網(wǎng)格進(jìn)行合理加密，網(wǎng)格劃分情況如圖11所示。

3.2 材料屬性

鋼材均符合Mises屈服準(zhǔn)則并采用了雙折線強(qiáng)化模型進(jìn)行計(jì)算?；炷敛牧暇捎没炷了苄該p傷模型，它可以很好地模擬混凝土材料的拉壓現(xiàn)象且具有良好的收斂性。材料屬性見表5。

表5 材料屬性Tab.5 Material Properties

3.3 相互作用

螺栓與混凝土梁柱之間、鋼板與混凝土梁柱之間、混凝土梁與混凝土柱之間的接觸均采用面面接觸，其中切向設(shè)置為“罰”接觸，法向設(shè)置為“硬”接觸，摩擦因數(shù)取0.45，鋼板與混凝土梁柱采用Tie約束(綁定約束)，考慮到鋼筋與混凝土之間的關(guān)系，則采用Embed命令(內(nèi)置命令)將鋼筋直接嵌入混凝土梁柱中。

3.4 邊界條件與荷載加載

對(duì)柱頂柱底及梁端分別建立耦合點(diǎn)RP1，RP2，RP3,并根據(jù)試驗(yàn)實(shí)際的邊界條件對(duì)這3個(gè)耦合點(diǎn)進(jìn)行約束和荷載設(shè)置(圖12)，即對(duì)柱頂設(shè)置x，z兩個(gè)方向的位移約束(ux=uz=0)和x，z兩個(gè)方向的轉(zhuǎn)動(dòng)約束(δx=δz=0)，對(duì)柱底設(shè)置x，y，z三個(gè)方向的位移約束(ux=uy=uz=0)和x，z兩個(gè)方向的轉(zhuǎn)動(dòng)約束(δx=δz=0)。根據(jù)試驗(yàn)的實(shí)際情況，在柱頂耦合點(diǎn)處施加了反軸向壓力，并在梁端耦合點(diǎn)處施加了低周反復(fù)荷載。

3.5 有限元結(jié)果驗(yàn)證

為了驗(yàn)證有限元分析的正確性，將PC1節(jié)點(diǎn)的ABAQUS有限元軟件模擬結(jié)果與試驗(yàn)結(jié)果進(jìn)行對(duì)比，如圖13所示。由圖13可知：模擬結(jié)果與試驗(yàn)結(jié)果的滯回曲線均較為吻合。有限元模擬結(jié)果與試驗(yàn)結(jié)果略有差異，試驗(yàn)滯回曲線的“捏縮”效應(yīng)比有限元模擬的更加明顯，這是因?yàn)樵囼?yàn)構(gòu)件的鋼筋發(fā)生黏結(jié)滑移而有限元模擬的情況更加理想所導(dǎo)致的，但兩者之間的誤差相對(duì)較小。圖14為有限元模擬的試驗(yàn)節(jié)點(diǎn)PC1的等效塑性應(yīng)變?cè)茍D與試驗(yàn)破壞特征的對(duì)比，梁的翼緣頂部和牛腿承臺(tái)處為主要分布區(qū)域，這與試驗(yàn)的結(jié)果基本一致。上述現(xiàn)象說明有限元模擬能夠很準(zhǔn)確地模擬節(jié)點(diǎn)構(gòu)件的抗震性能，因此，所提出的有限元建模方法可以用于進(jìn)一步的模擬分析。

3.6 滯回性能

圖15為基于ABAQUS有限元軟件模擬的現(xiàn)澆節(jié)點(diǎn)和試驗(yàn)節(jié)點(diǎn)PC1的滯回曲線。加載前期，現(xiàn)澆節(jié)點(diǎn)的承載能力比PC1節(jié)點(diǎn)較好，隨著位移等級(jí)的加大，在加載中期，PC1的承載能力明顯優(yōu)于現(xiàn)澆節(jié)點(diǎn)，但現(xiàn)澆節(jié)點(diǎn)的滯回曲線比試驗(yàn)節(jié)點(diǎn)的滯回曲線更為飽滿。以上說明現(xiàn)澆節(jié)點(diǎn)在耗能能力方面比試驗(yàn)節(jié)點(diǎn)更好，但試驗(yàn)節(jié)點(diǎn)的極限承載力優(yōu)于現(xiàn)澆節(jié)點(diǎn)，證明該節(jié)點(diǎn)具有一定的研究意義。

3.7 混凝土塑性損傷模型

圖16為現(xiàn)澆節(jié)點(diǎn)和試驗(yàn)節(jié)點(diǎn)PC1在破壞階段的混凝土塑性損傷模型。由圖16可知，試驗(yàn)節(jié)點(diǎn)的混凝土塑性損傷區(qū)域主要集中在T形梁和螺栓孔洞周圍的節(jié)點(diǎn)核心區(qū)，這與試驗(yàn)結(jié)果相吻合。因此，研究后期可以通過在T形梁的翼緣上端添加耗能角鋼來減少混凝土的塑性破壞現(xiàn)象。

對(duì)比現(xiàn)澆節(jié)點(diǎn)和試驗(yàn)節(jié)點(diǎn)的混凝土塑性損傷模型可以發(fā)現(xiàn)，試驗(yàn)節(jié)點(diǎn)由于螺栓孔洞的存在導(dǎo)致節(jié)點(diǎn)核心區(qū)的混凝土塑性損傷產(chǎn)生不均勻集中，而現(xiàn)澆節(jié)點(diǎn)的混凝土塑性損傷區(qū)域主要集中在T形梁端，且大部分處于較大損傷值的狀態(tài)(DAMAGET的損傷值大于0.97)。

4 結(jié) 語

(1)2種螺栓強(qiáng)度連接的梁柱節(jié)點(diǎn)均具有良好的承載能力和耗能能力，符合“小震不壞，中震可修，大震不倒”的設(shè)計(jì)要求，且在低周反復(fù)荷載的作用下，2組節(jié)點(diǎn)的滯回曲線均出現(xiàn)明顯的“捏縮”現(xiàn)象，導(dǎo)致這種現(xiàn)象的原因是螺栓與螺栓孔洞之間存在相對(duì)滑移，這也使得2組節(jié)點(diǎn)構(gòu)件的耗能能力未能充分地發(fā)揮。

(2)試驗(yàn)節(jié)點(diǎn)在耗能能力方面與現(xiàn)澆節(jié)點(diǎn)相比較差，但承載能力方面卻優(yōu)于現(xiàn)澆節(jié)點(diǎn)。

(3)2組試驗(yàn)節(jié)點(diǎn)構(gòu)件均為梁端彎曲破壞模式，滿足“強(qiáng)柱弱梁”的設(shè)計(jì)要求，明牛腿的存在解決了螺栓節(jié)點(diǎn)安裝精度和裝配效率等問題，同時(shí)還避免了臨時(shí)支撐所帶來的額外費(fèi)用。

(4)基于5.6級(jí)和8.8級(jí)螺栓連接的梁柱節(jié)點(diǎn)的等效黏滯阻尼系數(shù)he分別在0.062～0.195和0.067～0.09之間。說明5.6級(jí)螺栓連接的節(jié)點(diǎn)構(gòu)件的耗能能力明顯優(yōu)于8.8級(jí)螺栓連接的節(jié)點(diǎn)構(gòu)件。

(5)8.8級(jí)螺栓具有更高的極限承載力、變形能力以及較快的剛度退化速率，在正向加載下，5.6級(jí)螺栓連接節(jié)點(diǎn)的極限承載力為8.8級(jí)螺栓連接節(jié)點(diǎn)的85.42%。在負(fù)向加載下，5.6級(jí)螺栓連接節(jié)點(diǎn)的極限承載力為8.8級(jí)螺栓連接節(jié)點(diǎn)的83.68%。