劉 航 李 牧 楊學(xué)中 韓明杰 田玉基

(1.北京市建筑工程研究院有限責(zé)任公司, 北京 100039； 2.北京交通大學(xué)土木建筑工程學(xué)院， 北京 100044)

0 引 言

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]。20世紀(jì)90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]。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]?？傮w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。

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)造示意如圖1所示。

a—梁-柱節(jié)點(diǎn)； b—柱腳-基礎(chǔ)節(jié)點(diǎn)。

由圖1a可知：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10～20 mm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)黏結(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(xiàn)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(chēng)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?？蚣苤鶅?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)黏結(jié)，可滑動(dòng)。

由圖1b可知：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10～20 mm的縫隙，澆筑高強(qiáng)水泥基灌漿材料形成接觸面，無(wú)黏結(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(xiàn)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(chēng)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(zhuān)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)并制作兩榀單層單跨混凝土框架試驗(yàn)試件，進(jìn)行擬靜力試驗(yàn)研究，對(duì)比分析新型自復(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。

1 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)平面如圖2所示。各層層高均為3.6 m。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?；炷翉?qiáng)度等級(jí)為C40，框架梁截面為400 mm×700 mm，框架柱截面為700 mm×700 mm。

圖2 原型結(jié)構(gòu)平面

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

a—正立面； b—側(cè)立面； c—梁截面配筋； d—柱截面配筋。

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。

M=Ms+Mp+MN

(1)

式中：Ms為耗能鋼筋貢獻(xiàn)的受彎承載力；Mp為無(wú)黏結(jié)預(yù)應(yīng)力筋貢獻(xiàn)的受彎承載力；MN為構(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)黏結(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)黏結(jié)預(yù)應(yīng)力鋼絞線(xiàn)(預(yù)應(yīng)力鋼絞線(xiàn)采用了以中和軸為對(duì)稱(chēng)軸的分散布置方式，確保梁、柱預(yù)應(yīng)力筋能夠合理避讓)。

a—正立面； b—側(cè)立面； c—梁截面配筋； d—柱截面配筋； e—梁-柱節(jié)點(diǎn)構(gòu)造； f—柱腳節(jié)點(diǎn)構(gòu)造。

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

λ=(Mp+MN)/Ms

(2)

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。

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10 mm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41 MPa。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。

表1 鋼筋實(shí)測(cè)力學(xué)性能

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。

圖5 試件加載示意

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?？蚣芰骸⒅鶅?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630.63 kN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100 kN，循環(huán)3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)3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)。

2 試驗(yàn)結(jié)果及分析

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300 kN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400 kN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500 kN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600 kN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700 kN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12 mm(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24 mm(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36 mm(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48 mm(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。

a—柱腳裂縫； b—梁端破壞。

圖7為試件RCF的裂縫分布示意?？梢钥闯?，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。

圖7 試件RCF裂縫

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-500 kN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-15.8 mm(-1/137)。當(dāng)水平荷載加至600 kN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13.8 mm(1/157)，反向施加600 kN荷載時(shí)，位移值達(dá)到了-33.8 mm(-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12 mm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、8b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。

a—柱腳-基礎(chǔ)接觸面張開(kāi)； b—梁-柱接觸面張開(kāi)。

圖9為試件PCF-1的裂縫分布示意。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和外包鋼套連接處出現(xiàn)了一定程度的 “脫離”現(xiàn)象?？傮w上，混凝土構(gòu)件自身的損傷較為輕微。

圖9 試件PCF-1裂縫

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18 mm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)易。

a—更換外置耗能鋼筋； b—拆卸下來(lái)的耗能鋼筋。

試件PCF-2首先按水平荷載控制加載。當(dāng)水平荷載加至300 kN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14.1 mm(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-12.5 mm(-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12 mm為加載位移級(jí)差進(jìn)行加載。當(dāng)水平加載位移為26.1 mm(1/83)時(shí)，梁-柱接觸面張開(kāi)角增大。水平加載位移為-24.5 mm(-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-62.1 mm(-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11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。

a—柱-基礎(chǔ)接觸面張開(kāi)； b—梁-柱接觸面張開(kāi)。

圖12為試件PCF-2的裂縫分布示意。可知，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。

圖12 試件PCF-2裂縫

2.2 水平荷載-位移滯回曲線(xiàn)

試件RCF，PCF-1和PCF-2的水平荷載-位移滯回曲線(xiàn)見(jiàn)圖13?？芍嚰CF的滯回環(huán)相對(duì)較為飽滿(mǎn)，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。

a—試件 RCF； b—試件PCF-1； c—試件PCF-2。

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，表現(xiàn)出一定的自復(fù)位特征。

2.3 水平荷載-位移骨架曲線(xiàn)

圖14為3個(gè)試件的水平荷載-位移骨架曲線(xiàn)對(duì)比。由圖可知：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)36 mm(1/60)時(shí)，承載力開(kāi)始下降，骨架曲線(xiàn)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。

圖14 荷載-位移骨架曲線(xiàn)

此外，在加載初期，試件PCF-1的骨架曲線(xiàn)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)見(jiàn)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。由表2可知，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。

表2 各試件主要試驗(yàn)結(jié)果

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%，其所提供的受彎承載力占截面總受彎承載力的46%，其減少所帶來(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，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。

表3 各試件殘余變形

由表3可知，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(xiàn)如圖15所示。圖中縱坐標(biāo)為各級(jí)加載的割線(xiàn)剛度與初始彈性剛度之比，橫坐標(biāo)為水平位移?？梢钥闯?，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。

圖15 試件退化剛度曲線(xiàn)

2.5 耗能能力

各試件的等效黏滯阻尼系數(shù)如圖16所示。可知，隨著荷載的增加，試件RCF的等效黏滯阻尼系數(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自始至終的等效黏滯阻尼系數(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的等效黏滯阻尼系數(shù)在位移不超過(guò)50 mm時(shí)，變化也較小，但當(dāng)位移進(jìn)一步增大時(shí)，其等效黏滯阻尼系數(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)。

圖16 等效黏滯阻尼系數(shù)

2.6 預(yù)應(yīng)力筋內(nèi)力

試驗(yàn)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(xiàn)。

a—柱預(yù)應(yīng)力筋； b—梁預(yù)應(yīng)力筋。

a—柱預(yù)應(yīng)力筋； b—梁預(yù)應(yīng)力筋。

由圖可知：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40.2 kN，梁預(yù)應(yīng)力筋的極限內(nèi)力增量約為65.2 kN，試件PCF-2中柱預(yù)應(yīng)力筋的極限內(nèi)力增量約為78.9 kN，梁預(yù)應(yīng)力筋的極限內(nèi)力增量約為68.6 kN。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(xiàn)。圖19a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，圖19b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。

a—梁外置耗能鋼筋； b—柱外置耗能鋼筋。

a—梁外置耗能鋼筋； b—柱外置耗能鋼筋。

由圖19和圖20可知，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)椋褐_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。

3 結(jié) 論

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，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，提高結(jié)構(gòu)承載能力和耗能能力。

綜上，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)。