PCF-MDC 體系技術方案及抗震性能試驗研究

吳從曉 ，李定斌，張 騫，吳從永，鄧雪松

(1. 廣州大學土木工程學院，廣州 510006；2. 廣東技術師范大學天河學院，廣州 510540)

預制裝配式混凝土(簡稱PC)框架結構中的梁柱連接節點是現場施工的關鍵環節，連接技術的選擇直接影響現場施工的效率和質量。梁柱連接節點作為內力傳遞與分配的關鍵部位，多次震害[1－3]表明連接節點損傷嚴重，降低了整體結構可靠度，增加了整體結構地震倒塌風險。因此，施工高效、性能可靠的節點連接新技術研發及其力學性能研究是PC 框架結構的重要研究方向。

目前已有的PC 連接技術可分為三大類：“濕”連 接[4－6]、“干”連 接[7－9]和 無 粘 結“post- tensioned”(簡稱PT)連接[10－12]。對“濕”連接來說，已有研究成果表明鋼筋套筒的灌漿質量[13]和后澆接觸面的不同構造[14]均會顯著影響PC 構件的力學性能。對“干”連接來說，雖然現場施工效率大幅提高，但不同“干”連接間的力學性能差異較大，如采用“銷栓”連接的PC 框架結構在土耳其Kocaeli地震[15]和意大利Emilia 地震[16]中倒塌嚴重。無粘結“PT”連接可實現整體結構震后功能恢復，但該類連接對施工技術要求高，且在建筑全壽命周期內必須確保預應力系統處于正常工作狀態。一旦預應力系統出現功能退化(預應力筋松弛、混凝土徐變等導致)，采用該連接的PC結構不僅將喪失“功能恢復”能力，而且直接影響其承載和抗震性能。如上所述，PC 框架所用連接方案的技術特征不同，工程應用時所需解決的技術難點也不同。通過創新節點連接技術從而開發具備綜合高性能且易于工業化發展的PC框架結構體系仍是該領域亟待解決的問題。

預制裝配式混凝土框架金屬消能減震連接(簡稱PCF-MDC)體系是依據裝配式結構連接技術研發新思路——用消能減震裝置做預制構件間的連接器[17]，開發的新型PC 框架結構體系，如圖1 所示。本文針對該體系中柱-梁-金屬節點的3 個關鍵技術問題展開研究：1) 金屬阻尼器的選擇；2) 金屬阻尼器的設計；3) 連接方案開發。通過PCF-MDC 節點擬靜力試驗研究PCF-MDC 體系的綜合性能。

1 PCF-MDC 體系技術方案

PCF-MDC 體系將消能減震技術的優勢與裝配式結構的特征相結合，梁端采用金屬阻尼器，柱腳采用金屬連接件。地震作用下，梁端金屬阻尼器先于預制構件屈服形成梁鉸耗能機制，具備集中損傷、可更換、可拆卸等高性能。但上述高性能的實現，需解決前述3 個關鍵技術問題。

圖1 PCF-MDC 體系示意圖 Fig.1 Schematic diagram of PCF-MDC system

1.1 金屬阻尼器選擇

金屬阻尼器是PCF-MDC 體系中的關鍵部件，不僅是預制梁、柱構件間的連接器，而且是PCF-MDC 體系的“消能元”，其減震性能的優劣將直接影響整體結構的抗震性能。

借鑒鋼結構中采用梁端削弱以提高鋼節點抗震性能的經驗，提出適用于PCF-MDC 體系的狗骨阻尼器，如圖2 所示。狗骨削弱是一種提高鋼節點耗能能力及延性的有效方式，但大量研究成果表 明[18－20]，狗骨削弱后的鋼節點在削弱截面附近易出現彎扭變形，即呈現整體失穩破壞。主要是由于狗骨削弱降低面內受彎強度的同時大幅降低了削弱區的面外剛度。這種穩定性破壞沒有充分利用鋼材的塑性性能，導致節點承載能力得不到充分發揮。一旦失穩發生，節點承載能力將快速退化。

基于上述問題，提出另一種同樣采用狗骨削弱，但通過改變截面材料分布提高其穩定性能的金屬阻尼器——雙彎曲板阻尼器[17,21]，如圖3 所示。

從面內角度看(在最薄弱截面面內慣性矩和阻尼器耗能段總高相等的條件下)，雙彎曲板阻尼器將翼緣材料下移形成多塊彎曲板(小彎曲板首先屈服，大彎曲板其次)，其材料利用效率低于工型截面。但從面外角度看，由于多塊彎曲板的存在，經同樣的狗骨削弱后其面外剛度更大，整體穩定性更好。

雙彎曲板阻尼器通過改變截面材料分布特征(截面幾何性質)提高面外剛度，進而實現破壞模式的控制，使其發生預期的面內受彎破壞。同時，大彎曲板將腹板分為多個區格，起到縱向加勁肋作用，可提高彎曲壓應力下的腹板局部穩定性，同樣有利于其承載能力的充分發揮。

圖2 狗骨阻尼器 Fig.2 Dog bone damper

圖3 雙彎曲板阻尼器 Fig.3 Double bending plate damper

1.2 金屬阻尼器設計

PCF-MDC 體系中的金屬阻尼器設計目標應為：金屬阻尼器先于預制構件(梁、柱)屈服。阻尼器率先屈服才能發揮其耗能減震作用。

為實現上述目標，PCF-MDC 體系中金屬阻尼器的設計原則為：金屬阻尼器的屈服力應低于相鄰梁截面的受彎承載力?；谠撛瓌t，可采用“局部削弱”(削弱阻尼器)或“局部加強”(加強相鄰梁截面)的設計方法。

本文采用“局部削弱”方法，削弱系數β為：

式中：Md,b為梁截面受彎承載力，按《混凝土設計規范》和《建筑抗震設計規范》規定要求計算；Md,e為金屬阻尼器屈服強度。

對狗骨和雙彎曲板阻尼器來說，Md,e即為最薄弱截面屈服彎矩，建議計算Md,e時采用彈性彎矩公式，將截面塑性發展當做承載力強化，即：

式中：ηy為鋼材超強系數；fy為鋼材屈服應力；Ix為最薄弱截面面內慣性矩；H 為阻尼器總高。

式(1)確保金屬阻尼器先于預制構件屈服，有利于強柱弱梁、強節點、強連接抗震設計理念的實現。

1.3 連接方案

基于“強連接、強錨固”設計理念，開發一種采用槽鋼和U 型錨固組件的連接方案，見圖4。該方案在預制工廠將金屬阻尼器預埋進梁端，并將用于現場施工連接的U 型錨固組件預埋進柱節點區。施工現場僅使用高強螺栓即可完成節點拼裝，施工技術難度低，現場施工高效、可靠。阻尼器與樓板不連接，擰出螺栓可實現梁柱拆卸。

圖4 連接方案示意圖 Fig.4 Connection scheme

梁端金屬阻尼器預埋細節見圖5。梁內縱筋伸入槽鋼內焊接，以傳遞彎矩。同時，上、下兩塊槽鋼又起到“抗剪鍵”作用，在阻尼器與預制梁構件間傳遞剪力。為防止槽鋼錨固區內混凝土受剪破壞，在槽鋼兩側布置抗剪鋼筋，兩端分別焊接于上、下兩塊槽鋼側面，代替箍筋作用。同時，抗剪鋼筋又可進一步增強阻尼器與混凝土間的錨固。

圖5 金屬阻尼器預埋 Fig.5 Metal dampers embedded

節點區U 型錨固組件見圖6。U 型錨固鋼筋可取得以下兩點效果：1) 分散由梁傳遞到節點區的內力：設置多個大小U 型鋼筋可分散由梁傳遞到節點區的內力，避免因內力較大且集中引起柱節點區混凝土破壞；2) 內力“自平衡”效果：單個U 型鋼筋的兩端分別傳遞拉力和壓力，由于U 型鋼筋是一個整體，兩端的拉力和壓力可通過中間段鋼筋實現一定的內力“自平衡”效果，減小混凝土傳遞的內力，降低核心節點區混凝土發生剪切破壞的風險。上述兩點均可降低節點區破壞概率，有利于“強節點”設計理念的實現。

圖6 U 型錨固組件 Fig.6 U-shaped anchor assembly

2 試驗方案

為驗證采用上述技術方案的PCF-MDC 節點綜合性能，設計了本次試驗。共包括3 個試件，試件分組及編號見表1。

表1 試件分組及編號 Table 1 Specimen grouping and numbering

2.1 試件設計

某混凝土框架邊節點經1∶2 縮尺后，得到了PCF 試件的相關設計信息，幾何尺寸及配筋見圖7。所有鋼筋均為HRB400 級，預制梁、柱構件為C30混凝土，后澆區采用添加膨脹劑的C40細石混凝土。

柱頂和梁端分別增加100 mm 和200 mm 加載段，便于試驗裝置安裝。距柱面400 mm 范圍內為梁箍筋加密區，加密間距50 mm，非加密間距100 mm。梁端部400 mm 范圍箍筋加密，加密間距50mm。柱通高箍筋加密，間距60 mm。PC 梁、柱構件伸入后澆區的連接鋼筋長度不小于170 mm，焊接長度不低于100 mm。預制柱連接鋼筋在設計位置用90°彎鉤錨入節點核心區，水平長度295 mm，彎折長度300 mm。

圖7 PCF 試件尺寸及配筋 Fig.7 Dimensions and reinforcement of the PCF specimen

以PCF-DB 試件說明PCF-MDC 組試件的基本設計信息，見圖8。因PCF-MDC 組試件柱節點區需預埋U 型錨固組件，為避開螺紋套筒，將PCF試件柱內的2 根直徑20 mm 的縱筋(總截面面積628.4 mm2)替換為4根直徑14 mm的縱筋(總截面面積615.6 mm2)，替換前后的鋼筋橫截面中心點不變，所替換鋼筋的具體位置分別見圖7 和圖8 的A-A 截面。為確保與PCF 試件配箍情況相同，PCF-MDC組試件的14 mm 柱縱筋方向的單肢箍每層布置1個，上下層交錯綁扎。

圖8 PCF-DB 試件尺寸及配筋 Fig.8 Dimensions and reinforcement of the PCF-DB specimen

2.2 金屬阻尼器對比

狗骨(簡稱DB)和雙彎曲板(簡稱DP)阻尼器是在設計值Md,b(Md,b=79.93 kN·m，由PCF 試件預制梁截面實配鋼筋面積和材料設計值求得)、高度H和削弱參數均相同的條件下設計的，僅部分截面幾何參數不同。設計完成后的DB 和DP 阻尼器尺寸分別見表2、表3，承載力和削弱比見表4。表5 為兩阻尼器的截面幾何性質對比。

表2 狗骨阻尼器尺寸 Table 2 Dimensions of dog bone damper

表3 雙彎曲板阻尼器尺寸 Table 3 Dimensions of double bending plate damper

表4 強度及削弱比 Table 4 Strength and weakening ratio

表5 截面幾何性質對比 Table 5 Comparison of geometrical properties of sections

由表5 可知兩阻尼器最薄弱截面面內慣性矩Ix基本相同，而DP 阻尼器最薄弱截面面外慣性矩Iy和抗扭慣性矩It分別是DB 阻尼器的1.99 倍和2.02 倍，完整截面的Iy和It分別是DB 阻尼器的2.00 倍和2.22 倍，最薄弱截面的塑性截面模量Wp是DB 阻尼器的1.15 倍。上述幾何性質差異說明：在最薄弱截面面內抗彎剛度幾乎相同的情況下，DP阻尼器這種改變截面材料分布特征以提高面外剛度的策略有效，同時截面塑性發展能力也得到 提高。

2.3 材性試驗

對試驗中的混凝土、鋼筋和鋼板進行材性試驗，試驗結果分別見表6、表7 和表8。

表6 立方體抗壓強度平均值 Table 6 Average value of cube compressive strength

表7 鋼筋力學性能平均值 Table 7 Average mechanical properties of rebar

表8 鋼板力學性能平均值 Table 8 Average mechanical properties of steel plates

2.4 加載裝置和加載制度

整套試驗裝置見圖9，千斤頂施加350.35 kN軸壓力，軸壓比為0.2。水平加載制度采用ACI 371.1-05[22]中針對新型混凝土框架節點抗震性能試驗所規定的加載制度，每工況循環3 圈，詳情見表9。

表9 加載工況詳情 Table 9 Details of the loading protocol

2.5 數據量測與采集

PCF-MDC 組試件共布置5 個位移計，位置見圖9，Di 位移計監測的位移數據記為Di，數據說明見表10。PCF 試件僅布置D1 位移計。

圖9 試驗裝置及位移測點布置 Fig.9 Test setup and displacement measure

PCF 試件的1、2 和3 號應變片分別位于1、2和3 號截面(見圖7)的梁頂縱筋、梁底縱筋和靠近梁柱交界面的柱中20 mm 縱筋上。PCF-MDC 組試件應變片布置情況見表11，以PCF-DP 試件說明PCF- MDC 組試件應變片位置，見圖10。

表11 PCF-MDC 組應變片布置 Table 11 Strain gauge layout of PCF-MDC group

圖10 PCF-DP 試件部分應變片位置 Fig.10 Position of partial strain gauge of PCF-DP specimen

3 試驗現象及破壞形態

后文以各工況等效位移角對各試件部分關鍵試驗現象進行描述。

3.1 PCF 試件

1/286 位移角：后澆區出現1 條受彎裂縫，靠近后澆區的預制梁頂部出現1 道貫通裂縫。1/200位移角：后澆區新舊混凝土交界面出現裂縫，原有裂縫略微延伸并向梁跨中傳播。1/133 位移角：后澆區裂縫略微傾斜，柱節點區從梁底縱筋位置處向兩側產生裂縫，并向節點區水平延伸。1/100 位移角：后澆區形成1 道明顯的腹剪斜裂縫。1/67 位移角：核心節點區出現斜裂縫，后澆區保護層混凝土受壓起拱，小塊混凝土掉落。1/50 位移角：后澆區與柱交界面出現完全分離。1/36 位移角：柱子從梁底縱筋位置處迸發出大量裂縫，混凝土保護層出現明顯劈裂。1/29 位移角：第3 圈負向最大位移點荷載降至峰值85%以下，后澆區腹部混凝土大塊掉落，柱劈裂破壞嚴重，試驗停止。PCF 試件部分工況和最終破壞形態見圖11。

圖11 PCF 試件破壞形態 Fig.11 Failure mode of specimen PCF

3.2 PCF-DB 試件

1/200位移角：DB阻尼器削弱區翼緣出現裂紋。1/133 位移角：削弱區翼緣白末大塊掉落，靠近削弱區翼緣的腹板也出現裂紋，梁身裂縫增多，梁頂和梁底各1 道貫通裂縫。1/67 位移角：觀察到腹板明顯的面外鼓曲。1/50 位移角：腹板鼓曲加劇，翼緣觀察到屈曲。1/36 位移角：翼緣呈現明顯的“折疊”型屈曲，受拉時翼緣“折疊”型屈曲不能恢復，第三圈負向最大位移點荷載降至峰值85%以下。1/29 位移角：阻尼器彎扭變形加劇，承載力快速下降，第一圈正向最大位移點荷載降至峰值85%以下，試驗停止。PCF-DB 試件最終破壞形態見圖12。

3.3 PCF-DP 試件

1/200 位移角：梁底出現2 條微小裂縫。1/133位移角：梁底形成1 條貫通裂縫。1/100 位移角：原有裂縫延伸發展，梁頂形成1 道貫通裂縫。1/67位移角：削弱區白末掉落，小腹板受壓區白末起鼓開裂，靠近柱面的小彎曲板根部出現裂紋。1/50 位移角：削弱區裂紋劇增，靠近柱面的小彎曲板根部出現輕微屈曲。1/36 位移角：削弱區小彎曲板和腹板白末掉落，靠近柱面的小彎曲板根部鋼材出現裂口，屈曲加劇，混凝土裂縫不再延伸。1/29 位移角：第1 圈負向加載時，聽到“咚”一聲巨響，發現靠近柱面的小彎曲板根部拉斷，負向承載力降至峰值的85%以下，試驗停止。最終破壞形態見圖13。

圖12 PCF-DB 試件破壞形態 Fig.12 Failure mode of specimen PCF-DB

圖13 PCF-DP 試件破壞形態 Fig.13 Failure mode of specimen PCF-DP

3.4 破壞形態對比

三個試件均實現了梁鉸破壞機制，但破壞模式和破壞形態存在差異。

PCF 試件后澆區先為彎曲塑性鉸破壞，最終轉為剪切破壞，相應的破壞形態為柱節點區劈裂、后澆區保護層混凝土剝離、腹部混凝土掉落。彎曲鉸到剪切鉸的轉變與后澆區新、舊混凝土交界面粘結性能退化有關。試驗中后澆區兩端新、舊混凝土交界面均出現貫通裂縫，且后澆區與柱交界面出現明顯脫離，在1/100 位移角時后澆區腹部形成一道腹剪斜裂縫。說明交界面粘結性能退化導致后澆區與預制構件間的傳力整體性喪失。由于后澆區局部剪跨比很小，故由彎曲破壞轉變為局部斜壓破壞，預制梁身也由最初的彎曲裂縫發展為彎剪裂縫。柱子劈裂和后澆區保護層混凝土剝離是由梁縱筋屈服引起，由第4.6 節應變數據可知，靠近柱端面的梁縱筋很早便屈服，可推斷柱核心節點區內靠近梁柱交界面保護層的梁錨固筋也進入屈服，對應的試驗現象是1/36 位移角時柱子從梁底縱筋位置處迸發出大量裂縫。

PCF-DB 試件為DB 阻尼器面外彎扭破壞，相應的破壞形態為阻尼器彎扭變形嚴重，節點承載能力快速下降，最終因承載力不足退出工作，屬于失穩破壞。PCF-DP 試件破壞模式為DP 阻尼器面內受彎破壞。相應的破壞形態為內力較大的小彎曲板根部鋼材拉斷，屬于材料破壞。

PCF-MDC 組試件在試驗中柱子沒有出現任何裂縫，梁身損傷均顯著輕于PCF 試件。試驗結束 后僅拆除螺栓即可完成梁、柱拆卸。結合上述試驗現象和破壞形態對比分析，可說明以下三個問題：

1) 槽鋼和U 型錨固組件的連接方案實現了“強連接、強錨固”設計目標，能可靠傳遞預制構件與金屬阻尼器間的內力；U 型錨固鋼筋可分散由梁傳遞到節點區的內力，且具有一定的“內力自平衡”效果，可降低柱節點區破壞的風險；該方案易于工廠預制，現場施工高效、可靠，且具備可拆卸特性。

2) DP 阻尼器通過改變截面材料分布特征提高阻尼器面外剛度，控制了阻尼器的破壞模式，使其發生預期的面內受彎破壞，避免面外彎扭破壞。

3) 采用的金屬阻尼器設計方法可行有效，實現了金屬阻尼器先于預制構件屈服的設計目標，形成了由金屬阻尼器屈服構成的梁鉸耗能機制，具備“集中損傷”特性，為結構震后修復及功能恢復提供有利 條件。

4 試驗數據分析

4.1 滯回曲線

各試件滯回曲線見圖14，其中，P 為作動器水平荷載，D=D1(見2.5 節)。

圖14 滯回曲線對比 Fig.14 Comparison of hysteresis curves

滯回曲線的形狀可反應出構件的破壞特征[23]。PCF 試件滯回曲線呈明顯的“捏縮”現象，表明PCF 試件發生了剪切破壞和縱筋粘結破壞，與其破壞形態相契合。而PCF-MDC 組試件滯回曲線飽滿，說明PCF-MDC 體系在梁端預設由金屬阻尼器屈服形成的梁鉸耗能機制合理有效。

PCF-DB 和PCF-DP 試件由于金屬阻尼器破壞模式不同，滯回性能也有所差異。PCF- DB 試件因阻尼器出現失穩破壞，與鋼結構中采用狗骨削弱的鋼節點滯回特征相似，承載力較早出現下降，滯回曲線存在明顯下降段。而PCF-DP 試件中阻尼器為材料破壞，故滯回曲線略顯傾斜，具有明顯的屈服后剛度，承載力直至鋼材拉斷才出現下降。

由上述對比可知，PCF-MDC 節點滯回性能優于“等同現澆”的PCF 節點。同時，對PCF-MDC節點來說，金屬阻尼器自身的減震性能及破壞模式會直接影響PCF-MDC 節點的性能表現。

4.2 骨架曲線及承載能力

圖15 是各試件的骨架曲線，其中除正(負)向最后一個骨架數據點外，其余數據均取自相應工況的第一圈滯回曲線。正(負)向最后一個骨架曲線數據點取自正(負)向最大位移點荷載第一次降至峰值85%以下時的數據。若某方向承載力最終沒有降至峰值的85%以下，則取最后一次循環加載的最大位移點作為最后一個骨架曲線數據點。

圖15 骨架曲線對比 Fig.15 Comparison of skeleton curves

試件加載過程中的受力及變形示意見圖16。由式(3)可求得加載時的梁端支座反力Pb：

式中：Hc為柱高，Hc=1500 mm；N 為柱頂軸壓力；L 為梁端支座反力至柱中心線的距離，L=1500 mm。

圖17 為與圖15 對應的名義骨架曲線。其中Pd,b為當PCF試件梁柱交界面內力達到Md,b時的梁端支座反力(Pd,b=Md,b/1.325=60.32 kN)，表征設計承載力?？v坐標Pb/Pd,b表征試件實際承載水平。表12為圖15 和圖17 提取的骨架曲線特征值。

圖16 受力及變形示意 Fig.16 Force and deformation diagram

表12 中PCF-MDC 組試件的平均Pb,p/Pd,b都 達到1，說明雖然對阻尼器進行了一定削弱(見表4)，但計算承載力時將阻尼器后期強化(鋼材塑性發展)當作承載力儲備是可行的，PCF-MDC 節點的承載能力均達到了設計水平。

另一方面，PCF 試件(平均Dp=30.72 mm)和PCF-DP 試件(平均Dp=37.25 mm)在超過大震1/50位移角后才出現承載力下降，而PCF-DB 試件(平均Dp=23.32 mm)在1/64 位移角后便出現承載力下降。從圖15 和圖17 也可看到PCF-DB 試件加載后期承載力下降較快。說明PCF-DB 試件中DB 阻尼器面外彎扭失穩發生后節點承載力快速退化，安全儲備不高。

表12 骨架曲線特征值 Table 12 Feature points on skeleton curves

圖17 名義骨架曲線 Fig.17 Nominal skeleton curves

表13為將最大梁端支座反力Pb,p換算為阻尼器最薄弱截面內力Mp，Md,p為實際材料強度算得的最薄弱截面全塑性彎矩。表13 中DP 阻尼器的Mp/Md,p達到1.6，DB 阻尼器的Mp/Md,p為1.43。說明DP阻尼器不僅塑性發展能力更強(Wp大)，而且由于破壞模式的改變(整體穩定性提高)和腹板局部穩定性(大彎曲板的縱向加勁肋作用)的提高，可充分利用鋼材塑性。最終PCF-DP 試件的Pb,p/Pd,b高達1.31，承載能力更高。

表13 阻尼器最薄弱截面內力 Table 13 Internal force of the weakest section of damper

綜上所述，與DB 阻尼器相比，采用DP 阻尼器的PCF-MDC 節點承載性能更穩定，承載能力更高，安全儲備更足。

4.3 變形能力及延性

三個試件的破壞點位移相差不大，均達到了30 mm (大震位移角)，具備良好的變形能力。其中PCF-DB 試件中的DB 阻尼器出現穩定性破壞，變形能力受穩定性影響，故破壞點位移最小。而PCF-DP試件中的DP 阻尼器沒有出現穩定性破壞，充分利用材料塑性出現鋼材拉斷，具有更強的變形能力。

表12中未計算PCF-DP試件的名義屈服點及延性，是因已有研究成果[25－26]表明：具有二次剛度的雙線性構件采用能量法計算名義屈服點將得到不合理的結果。因PCF 和PCF-DB 試件具有明顯的下降段，故僅對上述兩試件進行對比。由計算得到的延性系數看，PCF-DB 試件的延性優于PCF 試件。

PCF-MDC 體系具有良好的變形能力和延性。同時，阻尼器性能的優劣會直接影響PCF-MDC 節點的變形能力及延性。

4.4 強度及剛度退化

強度退化系數λ2、λ3和割線剛度K1[27－28]見圖18。

圖18 強度及剛度退化對比 Fig.18 Comparison of strength and stiffness degradation

由圖18 可看到PCF-MDC 組試件的第二圈強 度退化系數明顯高于PCF 試件，而PCF 試件強 度退化系數很快便下降至1 以下，這反映了PCF 試件的混凝土累積損傷對其持荷能力的影響，而PCF-MDC 試件將損傷集中于金屬阻尼器，故持荷能力較強。圖18(b)中PCF-DP 試件的λ3在第10 工況負向突然下降是因小彎曲板根部在此圈循環加載時開始出現撕裂。

圖18(c)可知，加載前期PCF-MDC 組試件的剛度小于PCF 試件，這是由于梁端金屬阻尼器截面抗彎剛度小于混凝土截面。同時，PCF-DB 試件的剛度大于PCF-DP 試件，這是由于DB 阻尼器削弱區和非削弱區的Ix大于DP 阻尼器（見表5）。

隨著試件變形加大，PCF 試件和PCF-DB 試件剛度下降較快。PCF 試件剛度下降至PCF-DP 試件水平。而PCF-DB 試件的DB 阻尼器出現面外彎扭失穩，剛度降至PCF-DP 試件以下。

4.5 耗能特性

各試件每工況第1 圈滯回曲線的單圈滯回耗能Es、累積滯回耗能Ea和等效粘滯阻尼比ξ 見圖19。

圖19 耗能特性對比 Fig. 19 Comparison of energy-dissipation characteristics

由圖19 可知，在Es和Ea相差不多的情況下，加載初期PCF-MDC 組試件的ξ 相差不大，但隨著試件位移加大PCF-DB 試件的ξ 開始超過PCF-DP試件。這是由于相同位移時ξ 與其承載力成反比[27]，PCF-DB 試件在加載后期出現承載力退化，而PCF-DP 試件承載力明顯大于PCF-DB 試件，故計算得到的ξ 較小。因DP 阻尼器未發生穩定性破壞，故PCF-DP 試件的耗能工作狀態更為穩定。

綜合來看，PCF-MDC 組試件的耗能特性明顯優于“等同現澆”的PCF 試件。

4.6 應變分析

圖20 為各試件應變片在失效前各工況最后一圈循環加載的最大位移點應變數據和失效前的最大應變數據。

圖20 應變數據分析 Fig.20 Strain data analysis

圖20(a)可看到PCF-1 應變片在第5 工況應變數值驟增，說明后澆區與柱交界面處的梁縱筋屈服。PCF-2 應變片最后也出現輕微屈服現象，PCF-3應變片始終處于彈性狀態。

由PCF-1 號應變片的應變數據可推斷，柱核心節點區內靠近梁柱交界面的梁錨固鋼筋也出現屈服，對應的試驗現象為：柱子從梁縱筋位置處迸發出大量裂縫，呈現明顯的劈裂破壞(見3.1 節)。

圖20(b)和圖20(c)分別為PCF-MDC 組試件金屬阻尼器和連接錨固區的應變發展情況?？煽吹竭B接錨固區沒有出現屈服，證明上述連接方案能可靠地傳遞預制構件與金屬阻尼器間的內力。在此前提下，并結合局部削弱設計方法，實現了設計目標——PCF-MDC組試件的金屬阻尼器率先屈服耗能，而預制構件不屈服。其中，PCF-DP 試件的雙彎曲板阻尼器的大彎曲板在大變形下也進入屈服耗能狀態。

4.7 試件變形分析

將各工況第1 圈加載最大位移點的阻尼器轉角θd除θc得到阻尼器變形占比，正負向平均處理后的變形情況見圖21。

圖21 PCF-MDC 組試件變形 Fig.21 Deformation of the PCF-MDC group specimen

由圖21 可知，開始加載時阻尼器基本處于彈性，故而變形占比略小。隨著試件變形增大，阻尼器變形占比顯著增加，其中DP 阻尼器變形占比穩定在90%左右。說明PCF-MDC 組試件將塑性變形集中于金屬阻尼器，具備“集中損傷”特性。

圖22 PCF-DB試件梁端墊板與頂板間距離 Fig.22 Distance between the pad plate and the top plate of the PCF-DB specimen

PCF-DB 試件阻尼器變形占比在達到峰值后出現下降，并非說明沒有將變形集中于阻尼器。而是由于DB 阻尼器到達峰值承載力后發生了面外彎扭 變形，使得位移計監測的面內轉角數據不準確。試驗中也觀測到了梁端頂板(固定不動)與墊板(隨梁移動)間的距離變化(見圖22)，反應PCF-DB 試件中的DB 阻尼器出現明顯的面外變形。

5 結論

針對PCF-MDC 體系的關鍵技術問題：1) 金屬阻尼器的選擇；2) 金屬阻尼器的設計；3) 連接方案開發，提出兩種可用于PCF-MDC 體系的金屬阻尼器(狗骨阻尼器和雙彎曲板阻尼器)，開發一套具備可拆卸特性的連接方案，并采用“局部削弱”設計方法進行阻尼器設計。通過采用上述技術方案的PCF-MDC 節點與“等同現澆”的普通PCF 節點的擬靜力試驗，得出以下結論：

(1) PCF-MDC體系中金屬阻尼器的設計目標應為：金屬阻尼器先于預制構件屈服。設計原則應為：金屬阻尼器的屈服力應低于混凝土梁受彎承載力。采用的“局部削弱”設計方法實現了金屬阻尼器率先屈服耗能，發揮出其良好的耗能減震作用。

(2) 采用彈性公式計算阻尼器屈服力，將鋼材塑性發展當做承載力強化的思路可行。試驗中實際削弱比為47.52%和40.37%的PCF-MDC 節點極限承載能力均達到了原設計值水平。

(3) 通過改變截面材料分布提高面外穩定性能，進而控制阻尼器破壞模式的思路可行有效。雙彎曲板阻尼器由于面外穩定性能的提高，將破壞模式由狗骨阻尼器的面外彎扭破壞轉為面內受彎破壞，可充分利用鋼材塑性。

(4) PCF-MDC節點預設的由金屬阻尼器屈服構成的梁鉸耗能機制合理有效，PCF-MDC 節點的耗能特性和抗震性能明顯優于“等同現澆”的普通后澆預制框架節點。

(5) PCF-DB 試件因狗骨阻尼器出現面外彎扭破壞，強度和剛度退化較快，采用雙彎曲板阻尼器的PCF-DP 試件承載性能更優、變形能力更強，安全儲備更足。

(6) 采用槽鋼錨固和U 型錨固組件的連接方案能有效傳遞金屬阻尼器與預制構件間的內力，易于工廠化制造，現場拼裝高效，施工質量易保障。

(7) 采用上述技術方案的PCF-MDC 節點具備“集中損傷”、可拆卸等特性，綜合性能優于普通預制混凝土框架節點。

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