帶樓板半剛性鋼管混凝土組合框架端板連接節(jié)點(diǎn)抗震性能試驗研究

帶樓板半剛性鋼管混凝土組合框架端板連接節(jié)點(diǎn)抗震性能試驗研究

節(jié)點(diǎn)試驗研究管混凝土柱與鋼-混凝土組合梁形成管混凝土組合結(jié)構(gòu)，廣泛應(yīng)用于多高層、高層建筑中。鋼管混凝土組合框架具有工廠化制作、裝配化施工、承載力高、抗震性能好、綜合經(jīng)濟(jì)性能好等特點(diǎn),特別適用于高烈度地區(qū)的建筑。近20年來,國內(nèi)外研究者根據(jù)實(shí)際需要提出許多鋼管混凝土框架節(jié)點(diǎn)類型,如外環(huán)板式、內(nèi)隔板式、錨板式、承重銷式等,并進(jìn)行了許多試驗和理論研究。然而,這些節(jié)點(diǎn)在實(shí)際工程中仍有許多尚待解決的難題,且大多數(shù)連接屬于剛接或鉸接節(jié)點(diǎn)。雖然現(xiàn)有的鋼框架設(shè)計和分析假定梁柱連接為完全剛接或理想鉸接,但是實(shí)際工程中大多數(shù)連接一般很難達(dá)到這兩種理想狀態(tài),介于剛接或鉸接之間的半剛性連接。France等、王靜峰等先后通過鋼管混凝土柱與鋼梁端板連接節(jié)點(diǎn)的靜力試驗和抗震試驗研究,表明此類節(jié)點(diǎn)為典型半剛性連接節(jié)點(diǎn)。在鋼管混凝土組合框架中,鋼梁與混凝土樓板之間通過設(shè)置足夠的抗剪連接件形成整體共同工作,有效地提高了結(jié)構(gòu)的承載力和剛度。混凝土樓板的組合作用對節(jié)點(diǎn)性能及組合框架整體性能影響很大。目前國內(nèi)對考慮樓板組合作用的剛接鋼管混凝土組合節(jié)點(diǎn)及組合框架進(jìn)行了一些研究。例如聶建國等、Li等。然而,目前國內(nèi)外對帶樓板半剛性鋼管混凝土組合框架節(jié)點(diǎn)的試驗和理論研究較少見,僅澳大利亞Loh等進(jìn)行了方鋼管混凝土柱與組合梁平齊端板連接節(jié)點(diǎn)的靜力試驗研究,未考慮柱截面類型和端板類型的影響。因此,目前對于半剛性鋼管混凝土組合框架端板連接節(jié)點(diǎn)的抗震性能研究,尚缺乏試驗數(shù)據(jù)、理論模型和設(shè)計方法。本文進(jìn)行了4個半剛性鋼管混凝土組合框架端板連接節(jié)點(diǎn)的梁端低周反復(fù)加載試驗,研究了圓形或方形鋼管混凝土組合框架節(jié)點(diǎn)的滯回性能、骨架曲線、強(qiáng)度和剛度退化、延性和耗能能力等。研究結(jié)果將為此類新型組合節(jié)點(diǎn)在實(shí)際工程應(yīng)用提供參考依據(jù)。1試驗總結(jié)1.1錨固結(jié)構(gòu)節(jié)點(diǎn)設(shè)計試件取組合框架在水平荷載作用下梁、柱反彎點(diǎn)之間的組合體,試件模型比例為1∶1,模擬框架的邊柱節(jié)點(diǎn)。試件的詳細(xì)尺寸信息見表1和圖1。研究參數(shù)為端板類型(包括平齊端板和外伸端板)和柱截面類型(包括方形和圓形)。鋼管混凝土柱截面為□200mm×200mm×10mm和○200mm×200mm×10mm兩種類型,柱高3400mm;鋼梁截面為H300mm×150mm×6mm×10mm,梁長1678mm。所有試件的端板厚度為18mm。每個節(jié)點(diǎn)的連接處均設(shè)置4排2列螺栓,采用10.9級M20高強(qiáng)螺栓。在螺栓端部焊接長度50mm、直徑20mm的HRB335螺紋鋼筋,來加強(qiáng)螺栓與柱內(nèi)核心混凝土之間的錨固性能,見圖2。為了滿足完全抗剪連接和負(fù)彎矩區(qū)的抗剪要求,在鋼梁上翼緣沿梁長度方向間隔259mm設(shè)置2個抗剪栓釘,栓釘直徑19mm,高度90mm,間隔85mm?；炷翗前宀捎秒p層雙向配筋,混凝土保護(hù)層厚度20mm,縱向受力筋為ue78810@120,配筋率為1%;橫向分布鋼筋為ue7886@200。組合梁詳圖見圖3。1.2拉伸試驗結(jié)果材性試驗主要包括:鋼材、混凝土、高強(qiáng)螺栓和鋼筋的材性試驗。鋼材和鋼筋的材性試驗為單向拉伸試驗,拉伸試驗在拉力機(jī)上進(jìn)行,試件的變形由引伸計測定。單向拉伸試驗結(jié)果見表2。鋼管內(nèi)核心混凝土采用按比例配制的高性能自密實(shí)混凝土。自密實(shí)混凝土的平均立方體抗壓強(qiáng)度和彈性模量分別為44.34N/mm2和3.35×104N/mm2。樓板現(xiàn)澆混凝土的平均立方體抗壓強(qiáng)度和彈性模量分別為32.23N/mm2和3.21×104N/mm2。試驗中梁柱連接采用10.9級M20高強(qiáng)度螺栓。螺栓的屈服強(qiáng)度和抗拉強(qiáng)度分別為940N/mm2和1040N/mm2,伸長率15%,彈性模量為2.1×105N/mm2,泊松比為0.3。1.3鋼框架與梁端接口本試驗在同濟(jì)大學(xué)土木工程防災(zāi)國家重點(diǎn)實(shí)驗室進(jìn)行。試驗裝置示意圖見圖4,現(xiàn)場照片見圖5。大型鋼框架裝置與固定在反力墻上的500kN日本IST液壓伺服加載器連接;試件的柱端和梁端均與鋼框架用銷相連,模擬鉸接條件;鋼框架的底梁與混凝土地槽固接。所有試件安裝時,都要經(jīng)過嚴(yán)格的對中校核。試驗程序采用美國ATC-24加載制度,取試件屈服荷載0.7Pmax(Pmax是用理論計算的試件極限荷載值)對應(yīng)位移為屈服位移Δy,在試件屈服前按照位移來控制,采用0.25Δy、0.5Δy、0.7Δy進(jìn)行加載,每級循環(huán)2圈;試件達(dá)到屈服后,采用1Δy、1.5Δy、2Δy、3Δy、5Δy、7Δy、8Δy…進(jìn)行加載,前面3級(1Δy、1.5Δy、2Δy)循環(huán)3圈,其余的循環(huán)2圈。加載程序見圖6。1.4應(yīng)變數(shù)據(jù)采集系統(tǒng)節(jié)點(diǎn)柱端的水平荷載-水平位移關(guān)系曲線由日本IST液壓伺服加載系統(tǒng)自動采集。試件的應(yīng)變和位移等數(shù)據(jù)采用日本DH3817EppTo1394應(yīng)變數(shù)據(jù)采集系統(tǒng)采集,在試驗過程中對節(jié)點(diǎn)核心區(qū)、端板、鋼梁、鋼柱和混凝土樓板的變形和應(yīng)變變化進(jìn)行了實(shí)時監(jiān)測。本試驗主要量測了柱端水平荷載和水平位移、節(jié)點(diǎn)區(qū)柱子轉(zhuǎn)角和梁端轉(zhuǎn)角、節(jié)點(diǎn)側(cè)向位移、節(jié)點(diǎn)核心區(qū)附近鋼管、鋼梁、端板和樓板的應(yīng)力分布。2試驗過程2.1方鋼管混凝土柱下初始壓碎當(dāng)位移加載到6Δy(即120mm,其中Δy=20mm)時,混凝土翼板上表面出現(xiàn)第一批斜裂縫。當(dāng)位移加載到8Δy時,混凝土翼板上表面的斜裂縫延伸至混凝土翼板的中央。當(dāng)位移加載到10Δy時,混凝土翼板下表面與方鋼管混凝土柱接觸處出現(xiàn)斜裂縫,延伸至板端。當(dāng)位移加載到12Δy時,混凝土翼板上表面裂縫最大寬度約為2mm,混凝土翼板上表面與柱接觸處部分混凝土被壓碎,端板與柱壁有明顯分離。當(dāng)位移加載到14Δy時,混凝土翼板有少量混凝土剝落,端板脫離柱壁的最大距離5mm。當(dāng)位移加載到16Δy時,混凝土翼板下表面混凝土嚴(yán)重壓碎。當(dāng)加載到18Δy時,下排螺栓被向外拔出,并伴隨混凝土翼板的混凝土剝落。當(dāng)加載到20Δy時,混凝土翼板上表面有大量裂縫貫穿,下表面混凝土大量剝落,部分露出鋼筋,螺栓處柱壁鼓曲,試件破壞,停止加載。2.2位移加載時混凝土翼板與柱壁分離當(dāng)位移加載到10Δy(即200mm,其中Δy=20mm)時,混凝土翼板上表面與方鋼管混凝土柱接觸處出現(xiàn)第一批斜裂縫。當(dāng)位移加載到12Δy時,端板與柱壁開始脫離,混凝土翼板上表面出現(xiàn)多條縱向裂縫。當(dāng)位移加載到14Δy時,混凝土翼板上表面與柱壁開始分離,端板發(fā)生輕微鼓曲,混凝土翼板下表面混凝土開始剝落,混凝土翼板下表面開始與鋼梁上翼緣發(fā)生分離。當(dāng)位移加載到16Δy時,端板發(fā)生明顯鼓曲,混凝土翼板下表面混凝土嚴(yán)重剝落,與柱接觸處上表面混凝土被壓碎,混凝土翼板上表面斜裂縫最大寬度為3mm。當(dāng)位移加載到18Δy時,混凝土翼板上表面混凝土開始少量剝落,端板鼓曲嚴(yán)重。當(dāng)位移加載到20Δy時,與柱壁接觸處混凝土翼板下表面混凝土完全壓碎,上表面裂縫多數(shù)貫穿。當(dāng)位移加載到24Δy時,端板脫離柱壁的最大距離為15mm,混凝土翼板下表面與鋼梁縫隙達(dá)到12mm,露出栓釘,試件破壞嚴(yán)重,停止加載。2.3下表面與混凝土柱壁分離當(dāng)位移加載到4Δy(即80mm,其中Δy=20mm)時,混凝土翼板上表面出現(xiàn)第一批水平裂縫。當(dāng)位移加載到8Δy時,混凝土翼板下表面與圓鋼管混凝土柱接觸處出現(xiàn)斜裂縫。當(dāng)位移加載到12Δy時,柱壁開始與端板發(fā)生分離;混凝土翼板上表面裂縫的最大寬度為3mm。當(dāng)位移加載到16Δy時,混凝土翼板混凝土外表皮剝落。當(dāng)位移加載到18Δy時,混凝土翼板上表面裂縫最大寬度達(dá)到5mm,與柱壁接觸處混凝土大量壓碎,甚至剝落。當(dāng)位移加載到20Δy時,鋼梁下翼緣發(fā)生屈曲,端板下部變形嚴(yán)重,與柱壁明顯分離,試件破壞,停止加載。2.4混凝土翼板表面裂縫當(dāng)位移加載到6Δy((即120mm,其中Δy=20mm))時,混凝土翼板上表面出現(xiàn)第一批裂縫。當(dāng)位移加載到8Δy時,第一批裂縫延伸至板邊緣。當(dāng)位移加載到10Δy時,混凝土翼板上表面出現(xiàn)縱向貫通裂縫。當(dāng)位移加載到12Δy時,混凝土翼板上表面開始與柱壁分離,下表面出現(xiàn)裂縫。當(dāng)位移加載到14Δy時,混凝土翼板上表面出現(xiàn)多條貫穿裂縫。當(dāng)加載到16Δy時,混凝土翼板上表面裂縫的最大寬度達(dá)到2mm,下表面混凝土開始少量剝落。當(dāng)加載到18Δy時,鋼梁下翼緣發(fā)生鼓曲變形,混凝土翼板下表面混凝土大量被壓碎、剝落。當(dāng)位移加載到20Δy時,混凝土翼板與鋼梁上翼緣明顯分離,混凝土翼板下表面混凝土大量剝落,試件破壞,停止加載。試驗過程中端板與柱壁未發(fā)生明顯分離。3柱抗裂縫發(fā)展特點(diǎn)試件的破壞形態(tài)(見圖7~圖10)主要有:(1)鋼梁翼緣屈曲;(2)端板變形;(3)螺栓處柱壁鼓曲;(4)樓板混凝土開裂,甚至壓碎。對于相同柱截面類型,外伸端板連接節(jié)點(diǎn)對樓板裂縫的發(fā)展更有利,柱四周裂縫分布更加均勻,向四周延伸但沒有出現(xiàn)集中壓碎現(xiàn)象,然而平齊端板連接節(jié)點(diǎn)的柱四周裂縫發(fā)展較為集中,在樓板邊緣對稱出現(xiàn)兩條大斜裂縫。對于相同端板類型,方鋼管混凝土柱四周裂縫主要是以柱截面四角向外圍延伸,圓鋼管混凝土柱四周裂縫以柱為核心均勻向四周擴(kuò)展。4試驗結(jié)果與分析4.1節(jié)點(diǎn)滯回分析試驗中IST液壓伺服系統(tǒng)記錄了節(jié)點(diǎn)柱端水平荷載(P)-水平位移(Δ)關(guān)系滯回曲線。各試件的P-Δ滯回曲線如圖11所示。由圖11可知:(1)每次加載過程中,曲線的斜率隨荷載的增大而減小,且減小的程度加快;對比同級同向加載曲線,后次曲線比前次的斜率逐漸減小;數(shù)次反復(fù)荷載后,加載曲線上出現(xiàn)反彎點(diǎn),形成捏縮現(xiàn)象,而且捏縮程度逐漸增大。開始卸載時曲線陡峭,恢復(fù)變形很小;荷載減小后節(jié)點(diǎn)曲線下降很快;曲線的斜率隨著反復(fù)荷載加卸次數(shù)而減小,卸載時連接處留有殘余變形,殘余變形隨著反復(fù)加卸載次數(shù)不斷地累積增大。(2)隨著加載位移的增大,節(jié)點(diǎn)連接剛度逐漸發(fā)生退化。剛度退化主要與樓板混凝土開裂、柱翼緣屈服和螺栓滑移有關(guān)。(3)節(jié)點(diǎn)滯回曲線的飽滿程度與柱截面類型和端板類型有關(guān)。圓鋼管混凝土柱組合節(jié)點(diǎn)滯回面積比方鋼管混凝土柱組合節(jié)點(diǎn)大;外伸端板連接組合節(jié)點(diǎn)的滯回面積比平齊端板連接組合節(jié)點(diǎn)大。(4)在反復(fù)施加荷載下,上、下第一排螺栓都向外滑移一定得距離,其預(yù)緊力變小,端板上、下端均有不同程度的彎曲變形。各種因素影響及鋼材包辛格效應(yīng)的影響,節(jié)點(diǎn)滯回曲線呈捏縮狀。(5)總體看,節(jié)點(diǎn)滯回性能飽滿,同級荷載作用下剛度退化不明顯,表明采用單邊螺栓端板連接的鋼管混凝土柱組合節(jié)點(diǎn)有良好抗震性能和延性。4.2正彎矩作用下節(jié)點(diǎn)極限荷載和彈性剛度根據(jù)圖11所示的水平荷載-水平位移滯回曲線,可以獲得節(jié)點(diǎn)的水平荷載-水平位移(P-Δ)關(guān)系骨架曲線,見圖12。由圖12可知:對于平齊端板連接組合節(jié)點(diǎn),圓鋼管混凝土柱組合節(jié)點(diǎn)的極限荷載和彈性剛度比方鋼管混凝土柱組合節(jié)點(diǎn)在正彎矩作用下分別提高41.6%和16.0%,在負(fù)彎矩作用下分別提高8.3%和10.1%。對于外伸端板連接組合節(jié)點(diǎn),圓鋼管混凝土柱組合節(jié)點(diǎn)的極限荷載和彈性剛度比方鋼管混凝土柱組合節(jié)點(diǎn)在正彎矩作用下分別提高9.55%和19.4%,在負(fù)彎矩作用下分別提高5.6%和15.0%。對于方鋼管混凝土柱組合節(jié)點(diǎn),外伸端板連接組合節(jié)點(diǎn)的極限荷載和彈性剛度比平齊端板連接組合節(jié)點(diǎn)在正彎矩作用下分別提高39%和45.5%,在負(fù)彎矩作用下分別提高14.7%和13.4%。對于圓鋼管混凝土柱組合節(jié)點(diǎn),外伸端板連接組合節(jié)點(diǎn)的極限荷載和彈性剛度比平齊端板連接組合節(jié)點(diǎn)在正彎矩作用下分別提高12.6%和15.8%,在負(fù)彎矩作用下分別提高10.1%和0.2%。所有試件荷載下降均不是很快,有一定的屈服平臺。4.3破壞位移p-骨架曲線試件的典型P-Δ骨架曲線見圖13。定義節(jié)點(diǎn)水平荷載(P)-水平位移(Δ)關(guān)系曲線的最高點(diǎn)對應(yīng)的荷載和位移分別定義為極限荷載Pmax和極限位移Δmax。定義試件破壞荷載Pu=0.85Pmax,相應(yīng)位移為破壞位移Δu。表3給出了各試件P-Δ骨架曲線的特征值。從表3中可以看出:(1)對于相同端板類型試件,圓鋼管混凝土柱組合節(jié)點(diǎn)與方鋼管混凝土柱組合節(jié)點(diǎn)規(guī)律相似,屈服荷載呈增大趨勢,屈服位移呈減小趨勢。圓鋼管混凝土柱組合節(jié)點(diǎn)的屈服荷載和極限荷載比方鋼管混凝土柱組合節(jié)點(diǎn)在正彎矩作用下分別提高23.2%和34.2%,在負(fù)彎矩作用下分別提高17.2%和29.7%;(2)對于相同柱截面類型試件,外伸端板連接組合節(jié)點(diǎn)和平齊端板連接組合節(jié)點(diǎn)相比,屈服荷載和極限荷載在正彎矩作用下分別提高26.3%和43.8%,在負(fù)彎矩作用下分別提高17.1%和28.7%。4.4加載位移的影響強(qiáng)度退化是指在位移幅值不變的條件下,結(jié)構(gòu)構(gòu)件承載力隨著反復(fù)加載次數(shù)的增加而降低的性能。為了反映節(jié)點(diǎn)承載力隨著循環(huán)次數(shù)增加的變化情況,圖14給出了所有試件的同級荷載強(qiáng)度退化系數(shù)λi隨加載位移(Δ/Δy)的變化情況。圖中PD和ND分別表示正向和負(fù)向加載。由圖14可知:總體上所有節(jié)點(diǎn)試件的同級荷載強(qiáng)度退化程度并不明顯,即在節(jié)點(diǎn)屈服直至混凝土翼板破壞前,同級荷載強(qiáng)度退化不是很明顯,只有當(dāng)混凝土翼板已經(jīng)明顯破壞和加載位移很大時,才出現(xiàn)較明顯的同級荷載強(qiáng)度降低。為了反映試件在整個加載過程中荷載的總體退化特征,本文又用總體荷載退化系數(shù)λj來表示。圖15給出了所有試件的總體荷載退化系數(shù)λj隨加載位移(Δ/Δy)的變化情況。由圖15可知:(1)在總體荷載強(qiáng)度退化峰值點(diǎn)過后,方鋼管混凝土柱組合節(jié)點(diǎn)的總體荷載退化系數(shù)λj隨加載位移Δ/Δy的增加正向略微減小、負(fù)向改變較為平緩;圓鋼管混凝土柱組合節(jié)點(diǎn)的總體荷載退化系數(shù)λj隨加載位移Δ/Δy的增加變化平緩;(2)平齊端板連接組合節(jié)點(diǎn)總體荷載退化系數(shù)λj比外伸端板連接組合節(jié)點(diǎn)下降明顯。4.5具有比組合裝置改進(jìn)特性的具有很強(qiáng)的選擇能力剛度退化一般有三種定義:(1)定義1:剛度隨著循環(huán)周數(shù)和位移接近極限值而減少;(2)定義2:在保持相同的峰值荷載時,峰值荷載對應(yīng)的位移隨循環(huán)次數(shù)增加而增加;(3)定義3:在位移幅值不變的條件下,結(jié)構(gòu)或構(gòu)件的剛度隨反復(fù)加載的次數(shù)增加而降低的特性。本文采用環(huán)線剛度Kj來評價剛度退化:式中:Pji為第j級加載位移(Δ/Δy=j)時,第i次加載循環(huán)的峰值點(diǎn)荷載;uji為第j級加載位移(Δ/Δy=j)時,第i次加載循環(huán)的峰值點(diǎn)位移;n為循環(huán)次數(shù)。圖16比較了所有試件的環(huán)線剛度Kj。由圖16可知:柱截面類型和端板類型對環(huán)線剛度曲線的變化趨勢影響較大;對于相同端板類型的節(jié)點(diǎn),圓鋼管混凝土柱組合節(jié)點(diǎn)的環(huán)線剛度相對于方鋼管混凝土組合柱節(jié)點(diǎn)較大;對于相同柱截面的節(jié)點(diǎn),外伸端板連接組合節(jié)點(diǎn)的環(huán)線剛度要比平齊端板連接組合節(jié)點(diǎn)大;所有組合節(jié)點(diǎn)的環(huán)線剛度退化總體上均較為平緩,表現(xiàn)出良好的剛度。4.6狀態(tài)間的能耗本文采用等效黏滯阻尼系數(shù)ξe來評價試件的耗散能力。以圖17為例,滯回環(huán)的等效黏滯阻尼系數(shù)ξe表達(dá)式如下:計算得出節(jié)點(diǎn)在極限狀態(tài)時的總耗能Wtotal、滯回曲線的等效黏滯阻尼系數(shù)ζe和能量耗散系數(shù)E,見表4。表4表明:(1)在極限狀態(tài)和破壞狀態(tài),圓鋼管混凝土柱組合節(jié)點(diǎn)的總耗能Wtotal、等效黏滯阻尼系數(shù)ζe和能量耗散系數(shù)E大于方鋼管混凝土柱組合節(jié)點(diǎn);(2)在極限狀態(tài)和破壞狀態(tài),外伸端板連接組合節(jié)點(diǎn)的總耗能Wtotal、等效黏滯阻尼系數(shù)ζe和能量耗散系數(shù)E大于平齊端板連接組合節(jié)點(diǎn)。5剛性和伸長率5.1節(jié)點(diǎn)節(jié)點(diǎn)分類為了考察試驗節(jié)點(diǎn)是否屬于半剛性連接、部分強(qiáng)度節(jié)點(diǎn),可以參考?xì)W洲規(guī)范Eurcode3對節(jié)點(diǎn)分類方法的規(guī)定。按剛度和強(qiáng)度對無側(cè)移框架和有側(cè)移框架梁柱節(jié)點(diǎn)分類如下:(1)半剛性連接當(dāng)K0≥8EIb/Lb(無側(cè)移框架),K0≥25EIb/Lb(有側(cè)移框架),剛接;當(dāng)K0≤0.5EIb/Lb,鉸接;當(dāng)0.5EIb/Lb<K0<8EIb/Lb(無側(cè)移框架),0.5EIb/Lb<K0<25EIb/Lb(有側(cè)移框架),半剛性連接。式中EIb、Lb分別為組合梁抗彎剛度和跨度。(2)組合節(jié)點(diǎn)類型當(dāng)Mu≥Mbp,全強(qiáng)度;當(dāng)Mu≤0.25Mbp,鉸接;當(dāng)0.25Mbp<Mu<Mbp部分強(qiáng)度。式中Mbp為組合梁塑性彎矩。根據(jù)此節(jié)點(diǎn)分類方法,按無側(cè)移框架和有側(cè)移框架對組合節(jié)點(diǎn)進(jìn)行了分類,見圖18。從圖18可知,所有試驗節(jié)點(diǎn)按剛度分類,為半剛性連接節(jié)點(diǎn);按強(qiáng)度分,為部分強(qiáng)度節(jié)點(diǎn)。5.2節(jié)點(diǎn)彈塑性極限位移角延性是指結(jié)構(gòu)或構(gòu)件在破壞之前,當(dāng)其承載力無顯著降低的條件下承受彈塑性變形的能力。位移延性系數(shù)μ和轉(zhuǎn)角延性系數(shù)μθ。節(jié)點(diǎn)屈服位移Δy、破壞位移Δu、位移延性系數(shù)μ和轉(zhuǎn)角延性系數(shù)μθ,見表5?，F(xiàn)行《建筑抗震設(shè)計規(guī)范》(GB50011—2010)規(guī)定:對于多高層鋼結(jié)構(gòu)彈性層間位移角限值[θe]=1/250=4mrad,彈塑性層間位移角限值[θp]=1/50≈20mrad。從表5中可知,本次試驗節(jié)點(diǎn)試件的位移延性系數(shù)μ=2.20~3.16,彈性極限位移角θ