摘　要:提出了一種采用新型連接節(jié)點(diǎn)構(gòu)造的自復(fù)位裝配式混凝土框架結(jié)構(gòu)。設(shè)計(jì)并制作了兩榀單層單跨框架結(jié)構(gòu)試件，包括一榀現(xiàn)澆混凝土框架和一榀新型裝配式混凝土框架。其中，對(duì)裝配式混凝土框架結(jié)構(gòu)進(jìn)行了兩次擬靜力試驗(yàn)，第二次試驗(yàn)是在第一次試驗(yàn)完成后并更換結(jié)構(gòu)的耗能鋼筋進(jìn)行的。試驗(yàn)結(jié)果表明，新型裝配式混凝土框架結(jié)構(gòu)的承載能力和耗能能力略低于現(xiàn)澆混凝土框架結(jié)構(gòu)，但延性較現(xiàn)澆框架有較大提高，層間位移角超過(guò) 1/50 時(shí)，承載力仍無(wú)下降趨勢(shì)。另外，裝配式混凝土框架結(jié)構(gòu)在第一次試驗(yàn)后的殘余變形約為現(xiàn)澆框架結(jié)構(gòu)的 15%，構(gòu)件損傷輕微，結(jié)構(gòu)可以實(shí)現(xiàn)自主復(fù)位；裝配式框架結(jié)構(gòu)在第二次試驗(yàn)中的承載力較第一次試驗(yàn)略有下降，殘余變形有所增大，仍然具有一定的自主復(fù)位能力，結(jié)構(gòu)損傷仍較輕微，說(shuō)明其經(jīng)過(guò)簡(jiǎn)單地更換耗能鋼筋就可以實(shí)現(xiàn)抗震能力的基本恢復(fù)。

在地震中，傳統(tǒng)現(xiàn)澆鋼筋混凝土結(jié)構(gòu)通過(guò)自身開(kāi)裂、變形耗散地震能量，這導(dǎo)致其在震后產(chǎn)生較 大殘余變形和損傷[1,2]，即使實(shí)現(xiàn)了“大震不倒”，也很難快速恢復(fù)建筑使用功能，震后可修復(fù)性較 差，維修成本相應(yīng)較高。

自復(fù)位結(jié)構(gòu)作為功能可恢復(fù)抗震結(jié)構(gòu)的一種解決方案，是當(dāng)前重要的研究方向之一[3-5]。上世紀(jì)九十年代，美日聯(lián)合進(jìn)行了為期十余年的 PRESSS 項(xiàng)目研究，提出了采用干式預(yù)應(yīng)力混合連接節(jié)點(diǎn)的裝配式混凝土框架結(jié)構(gòu)體系，具有震后自主復(fù)位能力，以該項(xiàng)技術(shù)為依托，在美國(guó)舊金山建成了一座 39 層高的公寓建筑[6-9]。新西蘭學(xué)者將該項(xiàng)技術(shù)進(jìn)一步改進(jìn)，并應(yīng)用到某醫(yī)院建筑中，成功經(jīng)受住了基督城地震的考驗(yàn)[10-11]。在國(guó)內(nèi)，郭彤等提出了一種腹板摩擦式的自復(fù)位預(yù)應(yīng)力裝配式混凝土框架結(jié)構(gòu)，并進(jìn)行了擬靜力試驗(yàn)研究[12-13]；呂西林等對(duì)端部設(shè)置耗能角鋼的自復(fù)位鋼筋混凝土框架結(jié)構(gòu)進(jìn)行 了擬靜力試驗(yàn)[14]。劉航等在預(yù)應(yīng)力自復(fù)位裝配式框架節(jié)點(diǎn)中引入了可替換外置耗能鋼筋，試驗(yàn)結(jié)果表明該節(jié)點(diǎn)有較好的自復(fù)位能力[15]。總體上，國(guó)內(nèi)對(duì)自復(fù)位裝配式混凝土結(jié)構(gòu)開(kāi)展了一系列的研究，但尚未在實(shí)際工程中推廣應(yīng)用。

本文在上述研究工作的基礎(chǔ)上，通過(guò)改進(jìn)耗能鋼筋的連接構(gòu)造，提出了一種采用新型連接節(jié)點(diǎn)的自復(fù)位裝配式混凝土框架結(jié)構(gòu)。該結(jié)構(gòu)的典型梁-柱連接節(jié)點(diǎn)和柱腳-基礎(chǔ)連接節(jié)點(diǎn)構(gòu)造示意圖分別如圖 1a) 和圖 1b) 所示。

由圖 1a) 可以看出，梁-柱連接節(jié)點(diǎn)處，預(yù)制框架梁端面與柱側(cè)面之間預(yù)留 10-20mm 的縫隙，澆筑高強(qiáng)水泥基灌漿材料形成接觸面，框架梁端部外包保護(hù)鋼板，無(wú)粘結(jié)預(yù)應(yīng)力筋沿框架梁中和軸通長(zhǎng)設(shè)置（可集中或分散布置，但其合力作用線應(yīng)與中和軸重合），通過(guò)施加預(yù)應(yīng)力使預(yù)制梁和柱之間壓緊連接，其形成的摩擦面可以承受豎向剪力。在預(yù)制梁外側(cè)上、下對(duì)稱設(shè)置耗能鋼筋，耗能鋼筋穿過(guò)框架柱內(nèi)預(yù)留的孔道，兩端分別錨固于梁側(cè)鋼板上。框架柱內(nèi)預(yù)留孔道采用屈曲約束構(gòu)造，耗能鋼筋與孔道壁之間無(wú)粘結(jié)、可滑動(dòng)。

由圖 1b) 可以看出，柱腳-基礎(chǔ)連接節(jié)點(diǎn)處，預(yù)制框架柱底面與基礎(chǔ)頂面之間預(yù)留 10-20mm 的縫隙，澆筑高強(qiáng)水泥基灌漿材料形成接觸面，無(wú)粘結(jié)預(yù)應(yīng)力筋沿預(yù)制框架柱中和軸通高設(shè)置（可集中或分散布置，但其合力作用線應(yīng)與中和軸重合），通過(guò)施加預(yù)應(yīng)力使預(yù)制框架柱與基礎(chǔ)之間壓緊連接，柱腳外包保護(hù)鋼板，柱腳與基礎(chǔ)頂面形成的摩擦面可以承受水平剪力。柱腳外側(cè)周邊對(duì)稱設(shè)置耗能鋼筋，為保證耗能鋼筋易于安裝和更換，對(duì)基礎(chǔ)設(shè)計(jì)了專門(mén)的架空構(gòu)造，耗能鋼筋穿過(guò)基礎(chǔ)內(nèi)預(yù)留的豎向孔道，上端錨固于柱腳外側(cè)鋼板上，下端錨固于基礎(chǔ)架空部位。基礎(chǔ)內(nèi)預(yù)留的孔道也采用屈曲約束 構(gòu)造，保證耗能鋼筋不發(fā)生屈曲破壞。

上述新型節(jié)點(diǎn)連接構(gòu)造系首次提出，為驗(yàn)證其抗震性能，設(shè)計(jì)并制作了兩榀單層單跨混凝土框架試驗(yàn)試件，進(jìn)行了擬靜力試驗(yàn)研究，對(duì)比分析了新型自復(fù)位裝配式結(jié)構(gòu)與現(xiàn)澆結(jié)構(gòu)的承載力、變形能力和延性性能等。

01

試驗(yàn)概況

1.1 試件設(shè)計(jì)與制作

試驗(yàn)試件的原型結(jié)構(gòu)為抗震設(shè)防烈度 8 度區(qū)的某三層框架結(jié)構(gòu)辦公樓，該結(jié)構(gòu)平面圖如圖 2 所示。各層層高均為 3.6m。原型結(jié)構(gòu)為全現(xiàn)澆鋼筋混凝土結(jié)構(gòu)，其框架梁、柱截面及配筋均按現(xiàn)行抗震設(shè)計(jì)規(guī)范確定。混凝土強(qiáng)度等級(jí) C40，框架梁截面為 400mm×700mm，框架柱截面為 700mm×700mm。

選取該結(jié)構(gòu)的首層 4 軸/A～B 軸框架作為試驗(yàn)試件原型，考慮到實(shí)驗(yàn)室設(shè)備的情況，試件縮尺比例為 0.6:1。設(shè)計(jì)了兩榀框架結(jié)構(gòu)試件，一榀為用于對(duì)比的現(xiàn)澆混凝土框架試件 RCF，另一榀為裝配式混凝土框架試件 PCF。

試件 RCF 的梁截面尺寸為 240mm×420mm，柱截面尺寸為 420mm×420mm，試件配筋見(jiàn)圖 3。

試件 PCF 按與現(xiàn)澆試件 RCF 等強(qiáng)的設(shè)計(jì)原則進(jìn)行設(shè)計(jì)，其梁、柱截面尺寸與試件 RCF 相同，其節(jié)點(diǎn)截面受彎承載力 M 按下式確定：

式中：Ms——耗能鋼筋貢獻(xiàn)的受彎承載力；Mp——無(wú)粘結(jié)預(yù)應(yīng)力筋貢獻(xiàn)的受彎承載力；MN——構(gòu)件所受軸壓力（不含預(yù)應(yīng)力）貢獻(xiàn)的受彎承載力。

式（1）中，由無(wú)粘結(jié)預(yù)應(yīng)力筋貢獻(xiàn)的受彎承載力 Mp 和構(gòu)件所受軸壓力（不含預(yù)應(yīng)力）貢獻(xiàn)的受彎承載力 MN 對(duì)結(jié)構(gòu)的自復(fù)位能力起主要作用，耗能鋼筋貢獻(xiàn)的受彎承載力 Ms 對(duì)結(jié)構(gòu)耗散地震能量起主要作用。試件 PCF 的外形尺寸和配筋如圖 4 所示，框架梁和柱各自配置了 4Φs15.2 高強(qiáng)低松弛無(wú)粘結(jié)預(yù)應(yīng)力鋼絞線（預(yù)應(yīng)力鋼絞線采用了以中和軸為對(duì)稱軸的分散布置方式，確保梁、柱預(yù)應(yīng)力筋能夠合理避讓）。

該結(jié)構(gòu)自復(fù)位能力與耗能能力的比值 λ 可按公式（2）計(jì)算：

研究表明，只有當(dāng) λ >1 時(shí)，結(jié)構(gòu)才具備自復(fù)位能力。進(jìn)行試件設(shè)計(jì)時(shí)，應(yīng)先確定 λ 取值，然后根據(jù)確定的比例關(guān)系設(shè)計(jì)出梁、柱配筋、耗能鋼筋和預(yù)應(yīng)力筋的截面面積。

本文試驗(yàn)中，通過(guò)變化耗能鋼筋的直徑，進(jìn)行了兩次裝配式框架的試驗(yàn)研究。第一次試驗(yàn)的試件編號(hào)為 PCF-1，對(duì)于梁-柱連接節(jié)點(diǎn)，配置了 4Φ20 耗能鋼筋，λ=1.27，對(duì)于柱腳-基礎(chǔ)連接節(jié)點(diǎn)，配置了 6Φ20 耗能鋼筋，λ=1.17。第二次試驗(yàn)的試件編號(hào)為 PCF-2，對(duì)于梁-柱連接節(jié)點(diǎn)，配置了 4Φ18 耗能鋼筋，λ=1.57，對(duì)于柱-基礎(chǔ)連接節(jié)點(diǎn)，配置了 6Φ18 耗能鋼筋，λ=1.44。其中，第二次試驗(yàn)設(shè)計(jì)時(shí)，考慮到經(jīng)過(guò)第一次試驗(yàn)，試件會(huì)出現(xiàn)一定程度的損傷，導(dǎo)致自復(fù)位能力降低，因此，加大了 λ 值。

預(yù)制框架梁的梁端和預(yù)制框架柱的柱腳均外包 10mm 厚鋼板進(jìn)行加強(qiáng)，用于保護(hù)梁端和柱腳在試驗(yàn)過(guò)程中不發(fā)生局部受壓破壞。

試驗(yàn)試件設(shè)計(jì)混凝土強(qiáng)度等級(jí)為 C40。在澆筑混凝土?xí)r，預(yù)留了同條件養(yǎng)護(hù)的標(biāo)準(zhǔn)立方體試塊，試驗(yàn)時(shí)，實(shí)測(cè)立方體抗壓強(qiáng)度為 41MPa。普通鋼筋采用 HRB400 級(jí)鋼筋，外置耗能鋼筋采用 Q345 鋼棒，鋼筋的實(shí)測(cè)力學(xué)性能見(jiàn)表 1。

預(yù)應(yīng)力筋采用 1860 級(jí)Φs15.2 高強(qiáng)低松弛鋼絞線。預(yù)制框架梁中每根預(yù)應(yīng)力筋的初始有效預(yù)拉力值為 116.3kN，預(yù)制框架柱中每根預(yù)應(yīng)力筋的有效預(yù)拉力值為 125.81kN。

1.2 試驗(yàn)裝置和加載制度

試驗(yàn)試件的加載裝置如圖 5 所示。

試驗(yàn)中預(yù)應(yīng)力筋的內(nèi)力采用穿心式壓力傳感器測(cè)試。框架梁、柱內(nèi)部鋼筋、耗能鋼筋上均粘貼電阻應(yīng)變片以測(cè)試鋼筋應(yīng)變的變化。

框架柱設(shè)計(jì)軸壓比為 0.18，試驗(yàn)時(shí)每根框架柱先施加 630.63kN 的軸向荷載，然后開(kāi)始施加水平低周反復(fù)荷載。水平荷載首先按力進(jìn)行控制加載，每級(jí)荷載 100kN，循環(huán)三次，柱縱筋（對(duì)于 PCF-1 和 PCF-2，為耗能鋼筋）屈服后改為按位移控制加載，每級(jí)位移增量取屈服位移，每級(jí)加載循環(huán)三次。對(duì)于 RCF，當(dāng)水平荷載下降到荷載峰值的 85%時(shí)，停止加載；對(duì)于 PCF-1 和 PCF-2，由于荷載一直不下降或下降極為緩慢，以位移角達(dá)到 1/35 作為停止加載的控制點(diǎn)。

02

試驗(yàn)結(jié)果及其分析

2.1 試驗(yàn)加載全過(guò)程描述

2.1.1 試件 RCF

試件 RCF 首先按水平荷載控制加載。當(dāng)水平荷載加至 300kN 時(shí)開(kāi)裂，初始裂縫出現(xiàn)在框架柱腳部位，為水平裂縫。當(dāng)水平荷載加至 400kN 時(shí)，框架梁端受拉區(qū)開(kāi)始出現(xiàn)豎向裂縫，由于為反復(fù)荷載，梁端上、下交替受拉，均出現(xiàn)豎向受彎裂縫。當(dāng)水平荷載加至 500kN 時(shí)，梁上新增豎向受彎裂縫，出現(xiàn)位置逐漸向跨中發(fā)展，原有裂縫發(fā)展較為緩慢。當(dāng)水平荷載加至 600kN 時(shí)，梁上豎向裂縫發(fā)展較快并出現(xiàn)斜向發(fā)展趨勢(shì)，柱的上部也開(kāi)始出現(xiàn)水平裂縫。當(dāng)水平荷載加至 700kN 時(shí)，柱腳部位水平裂縫明顯增多，此時(shí)，查看應(yīng)變發(fā)現(xiàn)柱縱筋已屈服。改按位移控制加載后，當(dāng)水平位移加至 12mm（相當(dāng)于位移角 1/180，下同）時(shí)，梁的豎向裂縫明顯發(fā)展，寬度變大，幾乎貫穿整個(gè)梁截面高度；柱下部水平裂縫寬度也明顯增大。當(dāng)水平位移加至 24mm（1/90）時(shí)，梁端出現(xiàn)斜向剪切裂縫，柱下部水平裂縫也延伸貫穿整個(gè)柱截面。當(dāng)水平位移加至 36mm（1/60）時(shí)，梁受壓區(qū)混凝土已經(jīng)接近壓潰，柱腳混凝土也開(kāi)始局部壓碎。當(dāng)水平位移加至 48mm（1/45）時(shí)，梁端發(fā)生顯著破壞，混凝土大范圍壓碎剝落，縱筋和箍筋露出。試件 RCF 破壞時(shí)柱腳和梁端裂縫分別見(jiàn)圖 6a)和圖 6b)。

圖 7 為試件 RCF 的裂縫分布示意圖。可以看出，在試驗(yàn)加載結(jié)束后，試件 RCF 的裂縫主要集中在梁端和柱腳，框架節(jié)點(diǎn)核心區(qū)也存在一定的裂縫。最終混凝土大幅度剝落，結(jié)構(gòu)發(fā)生嚴(yán)重破壞。

2.1.2 試件 PCF-1  

試件 PCF-1 首先按水平荷載控制加載。當(dāng)水平荷載加至-500kN 時(shí)，柱腳-基礎(chǔ)接觸面開(kāi)始出現(xiàn)開(kāi) 合現(xiàn)象，對(duì)應(yīng)的位移值為-15.8mm（-1/137）。當(dāng)水平荷載加至 600kN 時(shí)，梁-柱接觸面開(kāi)始出現(xiàn)開(kāi)合 現(xiàn)象，對(duì)應(yīng)的位移值為 13.8mm（1/157），反向施加 600kN 荷載時(shí)，位移值達(dá)到了-33.8mm（- 1/64），預(yù)制框架柱腳鋼套上邊界處混凝土有細(xì)微水平裂縫產(chǎn)生。此時(shí)，試件 PCF-1 的正向水平位移 與試件 RCF 的屈服位移相當(dāng),但外置耗能鋼筋尚未屈服。為便于與試件 RCF 對(duì)比，由按水平荷載控制 加載改為按位移控制加載。為控制加載位移級(jí)差，取試件 RCF 正向屈服位移 12mm 為加載位移級(jí)差 進(jìn)行加載。隨著位移的逐級(jí)加載，試件的變形主要表現(xiàn)為柱底截面和梁端截面的開(kāi)合，幾乎無(wú)新增裂 縫出現(xiàn)，柱腳鋼套上邊界處混凝土裂縫有輕微的發(fā)展。當(dāng)正向加載位移角達(dá)到 1/30 時(shí)，梁端和柱腳 混凝土與外包鋼套之間出現(xiàn)了較為輕微的“脫離”現(xiàn)象，此時(shí)停止加載，結(jié)束試驗(yàn)。

圖 8a)和 b)分別為試件 PCF-1 試驗(yàn)中柱腳-基礎(chǔ)接觸面和梁-柱接觸面在水平荷載作用下開(kāi)合的現(xiàn) 場(chǎng)照片。由圖可知，試件端部接觸面的張開(kāi)現(xiàn)象明顯。

圖 9 為試件 PCF-1 的裂縫分布示意圖。可以看出，預(yù)制框架梁幾乎未出現(xiàn)裂縫，預(yù)制框架柱只產(chǎn)生了少量輕微的裂縫，且裂縫的發(fā)展有限。另外，框架梁和框架柱均在其端部與外包鋼套連接處出現(xiàn)了一定程度的 “脫離”現(xiàn)象。總體上，混凝土構(gòu)件自身的損傷較為輕微。

2.1.3 試件 PCF-2  

試件 PCF-1 試驗(yàn)結(jié)束后，將梁-柱節(jié)點(diǎn)和柱腳-基礎(chǔ)節(jié)點(diǎn)處耗能鋼筋的外露螺母拆掉，并用小錘輕輕敲擊耗能鋼筋端部，將耗能鋼筋取出，重新更換為直徑 18mm 的耗能鋼筋并用扭矩扳手將螺母擰緊，同時(shí)，保證每個(gè)螺母所受的扭矩相同，此試件即成為 PCF-2 試件。圖 10 為耗能鋼筋的拆卸過(guò)程和拆卸下來(lái)的耗能鋼筋，可以看出，經(jīng)歷一次試驗(yàn)后，耗能鋼筋平直度較好，未發(fā)生屈曲，同時(shí)，耗能鋼筋的拆卸和重新安裝的過(guò)程較為簡(jiǎn)便易行。

試件 PCF-2 首先按水平荷載控制加載。當(dāng)水平荷載加至 300kN 時(shí)，梁-柱接觸面出現(xiàn)開(kāi)合現(xiàn)象，柱腳-基礎(chǔ)接觸面也輕微張開(kāi)。此時(shí)，PCF-2 試件的正向位移為 14.1mm（1/153），與試件 PCF-1 開(kāi)始開(kāi)合時(shí)的正向位移基本相當(dāng)，而同級(jí)荷載對(duì)應(yīng)的反向位移為-12.5mm（-1/173），與試件 RCF 的屈服位移相當(dāng)，試件由按水平荷載控制加載變?yōu)榘次灰瓶刂萍虞d。同試件 PCF-1 一樣，也取試件 RCF 正向屈服位移 12mm 為加載位移級(jí)差進(jìn)行加載。當(dāng)水平加載位移為 26.1mm（1/83）時(shí)，梁-柱接觸面張開(kāi)角增大。水平加載位移為-24.5mm（-1/90）時(shí)，梁端鋼板與混凝土接觸面處發(fā)生輕微剝離現(xiàn)象。水平加載位移為-62.1mm（-1/36）時(shí)，梁-柱接觸面和柱腳-基礎(chǔ)接觸面的鋼板有持續(xù)不斷的擠壓聲。當(dāng)試件 PCF-2 的正向和反向加載位移角超過(guò) 1/30 時(shí)，停止加載，試驗(yàn)結(jié)束。

圖 11a) 和 b) 分別為試件 PCF-2 試驗(yàn)中柱-基礎(chǔ)接觸面和梁-柱接觸面在水平荷載作用下開(kāi)合的現(xiàn)場(chǎng)照片，可以看到在第二次擬靜力加載下，構(gòu)件的接合面仍能正常開(kāi)合。

圖 12 為試件 PCF-2 的裂縫分布示意圖。從圖中可以看出，試件 PCF-2 的裂縫與試件 PCF-1 相比幾乎未發(fā)生變化，整個(gè)試驗(yàn)過(guò)程中基本未出現(xiàn)新裂縫。說(shuō)明在第二次加載試驗(yàn)中，試件裂縫的發(fā)展是十分有限的。

2.2 水平荷載-位移滯回曲線

試件 RCF，PCF-1 和 PCF-2 的水平荷載-位移滯回曲線見(jiàn)圖 13。

可以看出，試件 RCF 的滯回環(huán)相對(duì)較為飽滿，滯回環(huán)所包圍面積較大，耗能能力較強(qiáng)，但是荷載卸除后，殘余變形也很大，結(jié)構(gòu)主要是通過(guò)塑性變形和損傷耗散能量。

相比之下，試件 PCF-1 的滯回環(huán)有一定的捏攏性，滯回環(huán)所包圍面積略小于試件 RCF，表明其耗能能力較試件 RCF 有一定程度降低，但是其承載力在整個(gè)試驗(yàn)過(guò)程中幾乎沒(méi)有下降，結(jié)構(gòu)的變形能力和延性較試件 RCF 有明顯提高。當(dāng)試驗(yàn)結(jié)束，荷載卸除后，試件的殘余變形很小，表現(xiàn)出明顯的自復(fù)位特征。

試件 PCF-2 的滯回環(huán)與試件 PCF-1 較為相近，也有一定的捏攏性，其滯回環(huán)所包圍面積也略小于試件 RCF，與試件 PCF-1 基本相當(dāng)。同時(shí)，試件 PCF-2 的變形能力和延性仍較好，當(dāng)試驗(yàn)結(jié)束，荷載卸除后，其殘余變形較試件 PCF-1 有所增大，但與試件 RCF 相比仍較小，仍表現(xiàn)出了一定的自復(fù)位特征。

2.3 水平荷載-位移骨架曲線

圖 14 所示為三個(gè)試件的水平荷載-位移骨架曲線對(duì)比圖。可以看出，試件 PCF-1 和 PCF-2 的承載力較現(xiàn)澆混凝土試件 RCF 有一定程度的降低，這主要是由于裝配式試件的部分耗能鋼筋在試驗(yàn)過(guò)程中預(yù)緊不足，試驗(yàn)過(guò)程中未達(dá)到屈服，其所提供的受彎承載力較低所導(dǎo)致的；同時(shí)，試件 PCF-2 的承載力較試件 PCF-1 也略有降低，這主要是由于一方面，試件 PCF-2 的耗能鋼筋截面面積小于試件 PCF-1，另一方面，經(jīng)過(guò)第一次試驗(yàn)，試件已經(jīng)產(chǎn)生了一定程度的損傷。從變形能力上看，試件 PCF-1 和 PCF-2 要明顯優(yōu)于現(xiàn)澆混凝土試件 RCF。試件 RCF 在位移超過(guò) 36mm（1/60）時(shí)，承載力開(kāi)始下降，骨架曲線有明顯的下降段，相比之下，試件 PCF-1 和 PCF-2 在層間位移角達(dá)到 1/30 時(shí)，承載力幾乎沒(méi)有下降或僅表現(xiàn)出輕微的下降趨勢(shì)，表現(xiàn)出更好的延性。

此外，從圖 14 還可以看出，在加載初期，試件 PCF-1 的骨架曲線與試件 RCF 基本重合，兩者彈性抗側(cè)剛度較為接近，而試件 PCF-2 的初始剛度則明顯低于試件 PCF-1 和 RCF。這主要是由于試件 PCF-1 在連接節(jié)點(diǎn)處存在后灌漿層，結(jié)構(gòu)初始狀態(tài)接近整截面工作狀態(tài)，因此初始剛度與現(xiàn)澆結(jié)構(gòu)相近。而經(jīng)過(guò)第一次試驗(yàn)后，節(jié)點(diǎn)已經(jīng)發(fā)生開(kāi)合，后灌漿層退出工作，試件 PCF-2 的初始截面慣性矩僅由耗能鋼筋和預(yù)應(yīng)力筋提供，其較混凝土全截面的慣性矩相差很大，因此試件 PCF-2 的初始剛度顯著低于現(xiàn)澆結(jié)構(gòu)的初始剛度。

各試件的主要受力性能指標(biāo)列于表 2。其中，試件 PCF-1 和 PCF-2 在整個(gè)試驗(yàn)過(guò)程中較晚出現(xiàn)裂縫，且裂縫很少，為便于對(duì)比，列出了構(gòu)件接觸面發(fā)生初始開(kāi)合時(shí)對(duì)應(yīng)的荷載和位移進(jìn)行比較。

從表 2 中數(shù)據(jù)可以看出，試件 PCF-1 的初始開(kāi)裂荷載顯著高于試件 RCF 的開(kāi)裂荷載，這主要是由于試件 PCF-1 柱內(nèi)施加了預(yù)應(yīng)力，柱截面初始平均壓應(yīng)力更高所導(dǎo)致的，試件 PCF-2 在整個(gè)試驗(yàn)過(guò)程中未出現(xiàn)新的裂縫。試件 PCF-1 的屈服荷載與試件 RCF 的屈服荷載大小相近，但屈服位移明顯超過(guò)試件 RCF，這表明自復(fù)位試件在出現(xiàn)開(kāi)合后，其抗側(cè)剛度將顯著降低。試件 PCF-2 的屈服荷載較試件 PCF-1 下降了 24.6%，屈服位移也相應(yīng)減少了 22.1%，表明兩者在屈服時(shí)的抗側(cè)剛度相差不大。

另外，試件 PCF-1 的極限荷載較試件 RCF 降低了 24.5%，試件 PCF-2 的承載力較試件 PCF-1 降低了 11.5%。試件 PCF-2 與 PCF-1 相比，耗能鋼筋截面面積相差了 19%，耗能鋼筋所提供的受彎承載力占截面總受彎承載力的 46%，耗能鋼筋減少所帶來(lái)的承載力下降比例約為 8.7%，因此，第一次試驗(yàn)產(chǎn)生的損傷引起的承載力下降約為 2.8%。

總體來(lái)看，本文試驗(yàn)的自復(fù)位裝配式結(jié)構(gòu)經(jīng)過(guò)第一次試驗(yàn)后，預(yù)制構(gòu)件自身的損傷較為輕微，主要表現(xiàn)為連接節(jié)點(diǎn)處的開(kāi)合，這將導(dǎo)致后灌漿層退出工作，其對(duì)承載力的影響較小，但是對(duì)彈性抗側(cè)剛度的影響較大。

水平加載結(jié)束后，仍然保持豎向荷載，通過(guò)位移計(jì)測(cè)量各試件的殘余變形。表 3 列出了各試件的殘余變形。

由表 3 可以看出，試件 RCF 的殘余變形較大，對(duì)應(yīng)的層間位移角約為 1/86，相比之下，試件 PCF-1 的殘余變形減少了 84.9%，對(duì)應(yīng)的層間位移角約為 1/568，小于框架結(jié)構(gòu) 1/550 的彈性層間位移角限值，表明構(gòu)件仍處于彈性狀態(tài)，可以很好地實(shí)現(xiàn)自復(fù)位功能。試件 PCF-2 的殘余變形較試件 RCF 減少了 37.1%，對(duì)應(yīng)的層間位移角約為 1/137，高于試件 PCF-1，說(shuō)明裝配式試件在經(jīng)受一次試驗(yàn)加載后，自復(fù)位能力有所降低，但是仍明顯好于現(xiàn)澆混凝土試件。

2.4 剛度退化

各試件的剛度-位移曲線如圖 15 所示。圖中，縱坐標(biāo)為各級(jí)加載的割線剛度與初始彈性剛度之比，橫坐標(biāo)為水平位移。可以看出，在加載初期，試件 PCF-1 和試件 RCF 的剛度退化速率較為接近，當(dāng)水平位移超過(guò)開(kāi)合位移時(shí)，試件 PCF-1 的剛度退化速率明顯高于試件 RCF，這主要是由于裝配式試件構(gòu)件交接面打開(kāi)后，后灌漿層迅速退出工作所導(dǎo)致的；對(duì)于試件 PCF-2，其剛度退化速率呈現(xiàn)為先快后慢的趨勢(shì)，這主要是由于其初始剛度較低，相對(duì)變化幅度較小所導(dǎo)致的。

2.5 耗能能力

各試件的等效粘滯阻尼系數(shù)如圖 16 所示。由圖可以看出，隨著荷載的增加，試件 RCF 的等效粘滯阻尼系數(shù)增長(zhǎng)迅速，耗能能力明顯高于試件 PCF-1 和 PCF-2，這主要是由現(xiàn)澆試件的破壞特征所決定的。相比之下，試件 PCF-1 自始至終的等效粘滯阻尼系數(shù)變化較小，耗能能力隨位移變化也較小，這主要是由于其在試驗(yàn)過(guò)程中的損傷較為輕微，耗能能力主要來(lái)源于耗能鋼筋的變形，而試件 PCF-1 的耗能鋼筋大部分未進(jìn)入屈服，所提供耗能能力較小。試件 PCF-2 的等效粘滯阻尼系數(shù)在位移不超過(guò) 50mm 時(shí)，變化也較小，但當(dāng)位移進(jìn)一步增大時(shí)，其等效粘滯阻尼系數(shù)出現(xiàn)明顯的上升趨勢(shì)，這表明其耗能鋼筋開(kāi)始進(jìn)入屈服，耗能能力明顯增強(qiáng)。

2.6 預(yù)應(yīng)力筋內(nèi)力

試驗(yàn)中，采用穿心式壓力傳感器量測(cè)了預(yù)應(yīng)力筋的內(nèi)力變化情況。圖 17 和圖 18 分別為試件 PCF-1 和 PCF-2 預(yù)制框架柱和預(yù)制框架梁內(nèi)單根預(yù)應(yīng)力筋內(nèi)力值隨加載位移的變化曲線。

可以看出，試件 PCF-1 和 PCF-2 的梁、柱預(yù)應(yīng)力筋內(nèi)力基本上與加載位移成正比，當(dāng)水平位移接近原點(diǎn)時(shí)，預(yù)應(yīng)力筋內(nèi)力也基本上回復(fù)到初始張拉力值，表明在整個(gè)試驗(yàn)加載過(guò)程中，預(yù)應(yīng)力筋均處于彈性工作范圍內(nèi)，為 PCF-1 和 PCF-2 試件提供了自復(fù)位能力。從預(yù)應(yīng)力筋極限內(nèi)力增量上看，試件 PCF-1 柱預(yù)應(yīng)力筋的極限內(nèi)力增量約為 40.2kN，梁預(yù)應(yīng)力筋的極限內(nèi)力增量約為 65.2kN，試件 PCF-2 中柱預(yù)應(yīng)力筋的極限內(nèi)力增量約為 78.9kN，梁預(yù)應(yīng)力筋的極限內(nèi)力增量約為 68.6kN。試件 PCF-2 的預(yù)應(yīng)力筋極限內(nèi)力增量總體上高于試件 PCF-1，這主要是由于前者試驗(yàn)加載極限位移更大所導(dǎo)致的。

2.7 耗能鋼筋應(yīng)變

圖 19 和圖 20 分別為試件 PCF-1 和試件 PCF-2 梁端和柱腳外置耗能鋼筋應(yīng)變隨加載位移變化的變化曲線。梁耗能鋼筋應(yīng)變圖中，鋼筋 1 和鋼筋 2 分別為梁同一端上表面和下表面的耗能鋼筋，柱耗能鋼筋應(yīng)變圖中，鋼筋 1 和鋼筋 2 分別為同一柱腳處左表面和右表面的耗能鋼筋。

從圖 19 和圖 20 可以看出，試件 PCF-1 的耗能鋼筋應(yīng)變相對(duì)較小，耗能鋼筋在整個(gè)試驗(yàn)中基本未屈服，這也是其所提供的耗能能力較小的原因。相比之下，試件 PCF-2 的耗能鋼筋應(yīng)變較大，基本達(dá)到屈服，提供的耗能能力較大。

另外，柱腳耗能鋼筋的受拉應(yīng)變明顯高于受壓應(yīng)變，這主要是因?yàn)橹_耗能鋼筋主要用于限制接合接觸面的張開(kāi)趨勢(shì)，當(dāng)接觸面重新閉合時(shí)，構(gòu)件混凝土截面承受了主要的壓力，耗能鋼筋承受的壓力相對(duì)較小。

03

結(jié)論

本文提出了采用新型連接節(jié)點(diǎn)構(gòu)造的自復(fù)位裝配式混凝土框架結(jié)構(gòu)，并進(jìn)行了單層單跨結(jié)構(gòu)試件的擬靜力對(duì)比試驗(yàn)研究，主要得到如下結(jié)論：

1、采用新型連接節(jié)點(diǎn)的框架試件 PCF-1 和 PCF-2 與現(xiàn)澆鋼筋混凝土框架試件 RCF 相比，抗震承載能力和耗能能力有一定程度降低，但是延性和變形能力明顯提高，荷載卸除后殘余變形大幅減小，自復(fù)位效果顯著，同時(shí)，耗能鋼筋設(shè)置于基礎(chǔ)或框架柱預(yù)留孔道中，在整個(gè)試驗(yàn)過(guò)程中未發(fā)生屈曲失穩(wěn)破壞，且拆卸更換簡(jiǎn)便快捷。

2、通過(guò)二次試驗(yàn)的方式，對(duì)該新型連接框架結(jié)構(gòu)的震后性能進(jìn)行了試驗(yàn)驗(yàn)證。結(jié)果表明，該自復(fù)位裝配式框架結(jié)構(gòu)經(jīng)過(guò)最大 1/30 層間位移角的擬靜力試驗(yàn)后，結(jié)構(gòu)構(gòu)件損傷較為輕微，二次試驗(yàn)承載力較一次試驗(yàn)下降幅度較小。但由于一次試驗(yàn)中構(gòu)件端面出現(xiàn)開(kāi)合，后灌漿層退出工作，導(dǎo)致二次試驗(yàn)中結(jié)構(gòu)初始剛度下降較大。

3、該新型結(jié)構(gòu)的震后修復(fù)方法，不僅應(yīng)考慮對(duì)耗能鋼筋進(jìn)行更換，還應(yīng)采取措施修復(fù)后灌漿層，從而提高結(jié)構(gòu)的彈性抗側(cè)剛度。該連接節(jié)點(diǎn)施工組裝時(shí)，應(yīng)確保耗能鋼筋有較高的預(yù)緊度，使其在地震作用下充分發(fā)揮作用，提高承載能力和耗能能力。

綜上，本文提出的采用新型連接節(jié)點(diǎn)的自復(fù)位裝配式混凝土框架具有較好的延性和自復(fù)位能力。實(shí)際應(yīng)用時(shí)，應(yīng)進(jìn)一步優(yōu)化并加強(qiáng)對(duì)構(gòu)件端部開(kāi)合節(jié)點(diǎn)區(qū)域的保護(hù)，使之在地震作用下構(gòu)件端部不會(huì)因反復(fù)開(kāi)合發(fā)生嚴(yán)重?fù)p傷，確保結(jié)構(gòu)功能的快速恢復(fù)。

參考文獻(xiàn)

[1] OYGUC R, TOROS C, ABDELNABY A E. Seismic behavior of irregular reinforced-concrete structures under multiple earthquake  excitations[J]. Soil Dynamics and Earthquake Engineering, 2018, 104:15-32.

[2] HOSSEINPOUR F, ABDELNABY A E. Fragility curves for RC frames under multiple earthquakes[J]. Soil Dynamics and Earthquake  Engineering, 2017, 98:222-234.

[3] 周穎， 吳浩， 顧安琪．地震工程：從抗震、減隔震到可恢復(fù)性[J]． 工程力學(xué)， 2019， 36（6）：1-12．

[4] 呂西林， 全柳萌， 蔣歡軍． 從 16 屆世界地震工程大會(huì)看可恢復(fù)功能抗震結(jié)構(gòu)研究趨勢(shì)[J]． 地震工程與工程振動(dòng)， 2017， 37 （3）：5-13．

[5] XIE Lili, QU Zhe. On Civil Engineering Disasters and Th

（編輯：奚雅青）

延伸閱讀：

財(cái)政評(píng)審在新型裝配式建筑造價(jià)管理中的應(yīng)用 裝配式高層住宅鋁模+疊合板一體化支撐施工工法 裝配式混凝土結(jié)構(gòu)檢測(cè)技術(shù)發(fā)展現(xiàn)狀探討

(1) 凡本網(wǎng)注明“來(lái)源：預(yù)制建筑網(wǎng)”的所有資料版權(quán)均為預(yù)制建筑網(wǎng)獨(dú)家所有，任何媒體、網(wǎng)站或個(gè)人在轉(zhuǎn)載使用時(shí)必須注明來(lái)源“預(yù)制建筑網(wǎng)”，違反者本網(wǎng)將依法追究責(zé)任。 (2) 本網(wǎng)轉(zhuǎn)載并注明其他來(lái)源的稿件，是本著為讀者傳遞更多信息之目的，并不意味著贊同其觀點(diǎn)或證實(shí)其內(nèi)容的真實(shí)性，請(qǐng)讀者僅作參考，并請(qǐng)自行核實(shí)相關(guān)內(nèi)容。其他媒體、網(wǎng)站或個(gè)人從本網(wǎng)轉(zhuǎn)載使用時(shí)，必須保留本網(wǎng)注明的稿件來(lái)源，禁止擅自篡改稿件來(lái)源，并自負(fù)版權(quán)等法律責(zé)任，違反者本網(wǎng)也將依法追究責(zé)任。 (3) 如本網(wǎng)轉(zhuǎn)載稿涉及版權(quán)等問(wèn)題，請(qǐng)作者一周內(nèi)書(shū)面來(lái)函聯(lián)系。

[責(zé)任編輯：Susan]