预制装配式混凝土(简称 PC)框架结构中的梁柱连接节点是现场施工的关键环节，连接技术的选择直接影响现场施工的效率和质量。梁柱连接节点作为内力传递与分配的关键部位，多次震害[1—3]表明连接节点损伤严重，降低了整体结构可靠度，增加了整体结构地震倒塌风险。因此，施工高效、性能可靠的节点连接新技术研发及其力学性能研究是PC框架结构的重要研究方向。
目前已有的PC连接技术可分为三大类：“湿”连接[4—6]、“干”连接[7—9]和无粘结“posttensioned”(简称 PT)连接[10—12]。对“湿”连接来说，已有研究成果表明钢筋套筒的灌浆质量[13]和后浇接触面的不同构造[14]均会显著影响 PC构件的力学性能。对“干”连接来说，虽然现场施工效率大幅提高，但不同“干”连接间的力学性能差异较大，如采用“销栓”连接的PC框架结构在土耳其Kocaeli地震[15]和意大利Emilia地震[16]中倒塌严重。无粘结“PT”连接可实现整体结构震后功能恢复，但该类连接对施工技术要求高，且在建筑全寿命周期内必须确保预应力系统处于正常工作状态。一旦预应力系统出现功能退化(预应力筋松弛、混凝土徐变等导致)，采用该连接的PC结构不仅将丧失“功能恢复”能力，而且直接影响其承载和抗震性能。如上所述，PC框架所用连接方案的技术特征不同，工程应用时所需解决的技术难点也不同。通过创新节点连接技术从而开发具备综合高性能且易于工业化发展的PC框架结构体系仍是该领域亟待解决的问题。
预制装配式混凝土框架金属消能减震连接(简称PCF-MDC)体系是依据装配式结构连接技术研发新思路——用消能减震装置做预制构件间的连接器[17]，开发的新型PC框架结构体系，如图1所示。本文针对该体系中柱-梁-金属节点的 3个关键技术问题展开研究：1) 金属阻尼器的选择；2) 金属阻尼器的设计；3) 连接方案开发。通过PCF-MDC节点拟静力试验研究PCF-MDC体系的综合性能。
1 PCF-MDC体系技术方案
PCF-MDC体系将消能减震技术的优势与装配式结构的特征相结合，梁端采用金属阻尼器，柱脚采用金属连接件。地震作用下，梁端金属阻尼器先于预制构件屈服形成梁铰耗能机制，具备集中损伤、可更换、可拆卸等高性能。但上述高性能的实现，需解决前述3个关键技术问题。
图1 PCF-MDC体系示意图
Fig.1 Schematic diagram of PCF-MDC system
1.1 金属阻尼器选择
金属阻尼器是PCF-MDC体系中的关键部件，不仅是预制梁、柱构件间的连接器，而且是PCF-MDC体系的“消能元”，其减震性能的优劣将直接影响整体结构的抗震性能。
借鉴钢结构中采用梁端削弱以提高钢节点抗震性能的经验，提出适用于PCF-MDC体系的狗骨阻尼器，如图2所示。狗骨削弱是一种提高钢节点耗能能力及延性的有效方式，但大量研究成果表明[18—20]，狗骨削弱后的钢节点在削弱截面附近易出现弯扭变形，即呈现整体失稳破坏。主要是由于狗骨削弱降低面内受弯强度的同时大幅降低了削弱区的面外刚度。这种稳定性破坏没有充分利用钢材的塑性性能，导致节点承载能力得不到充分发挥。一旦失稳发生，节点承载能力将快速退化。
基于上述问题，提出另一种同样采用狗骨削弱，但通过改变截面材料分布提高其稳定性能的金属阻尼器——双弯曲板阻尼器[17, 21]，如图3所示。
从面内角度看(在最薄弱截面面内惯性矩和阻尼器耗能段总高相等的条件下)，双弯曲板阻尼器将翼缘材料下移形成多块弯曲板(小弯曲板首先屈服，大弯曲板其次)，其材料利用效率低于工型截面。但从面外角度看，由于多块弯曲板的存在，经同样的狗骨削弱后其面外刚度更大，整体稳定性更好。
双弯曲板阻尼器通过改变截面材料分布特征(截面几何性质)提高面外刚度，进而实现破坏模式的控制，使其发生预期的面内受弯破坏。同时，大弯曲板将腹板分为多个区格，起到纵向加劲肋作用，可提高弯曲压应力下的腹板局部稳定性，同样有利于其承载能力的充分发挥。
图2 狗骨阻尼器Fig.2 Dog bone damper
图3 双弯曲板阻尼器
Fig.3 Double bending plate damper
1.2 金属阻尼器设计
PCF-MDC体系中的金属阻尼器设计目标应为：金属阻尼器先于预制构件(梁、柱)屈服。阻尼器率先屈服才能发挥其耗能减震作用。
为实现上述目标，PCF-MDC体系中金属阻尼器的设计原则为：金属阻尼器的屈服力应低于相邻梁截面的受弯承载力。基于该原则，可采用“局部削弱”(削弱阻尼器)或“局部加强”(加强相邻梁截面)的设计方法。
本文采用“局部削弱”方法，削弱系数β为：
式中：Md,b为梁截面受弯承载力，按《混凝土设计规范》和《建筑抗震设计规范》规定要求计算；Md,e为金属阻尼器屈服强度。
对狗骨和双弯曲板阻尼器来说，Md,e即为最薄弱截面屈服弯矩，建议计算Md,e时采用弹性弯矩公式，将截面塑性发展当做承载力强化，即：
式中：ηy为钢材超强系数；fy为钢材屈服应力；Ix为最薄弱截面面内惯性矩；H为阻尼器总高。
式(1)确保金属阻尼器先于预制构件屈服，有利于强柱弱梁、强节点、强连接抗震设计理念的实现。
1.3 连接方案
基于“强连接、强锚固”设计理念，开发一种采用槽钢和U型锚固组件的连接方案，见图4。该方案在预制工厂将金属阻尼器预埋进梁端，并将用于现场施工连接的U型锚固组件预埋进柱节点区。施工现场仅使用高强螺栓即可完成节点拼装，施工技术难度低，现场施工高效、可靠。阻尼器与楼板不连接，拧出螺栓可实现梁柱拆卸。
图4 连接方案示意图Fig.4 Connection scheme
梁端金属阻尼器预埋细节见图 5。梁内纵筋伸入槽钢内焊接，以传递弯矩。同时，上、下两块槽钢又起到“抗剪键”作用，在阻尼器与预制梁构件间传递剪力。为防止槽钢锚固区内混凝土受剪破坏，在槽钢两侧布置抗剪钢筋，两端分别焊接于上、下两块槽钢侧面，代替箍筋作用。同时，抗剪钢筋又可进一步增强阻尼器与混凝土间的锚固。
图5 金属阻尼器预埋
Fig.5 Metal dampers embedded
节点区U型锚固组件见图6。U型锚固钢筋可取得以下两点效果：1) 分散由梁传递到节点区的内力：设置多个大小U型钢筋可分散由梁传递到节点区的内力，避免因内力较大且集中引起柱节点区混凝土破坏；2) 内力“自平衡”效果：单个 U型钢筋的两端分别传递拉力和压力，由于U型钢筋是一个整体，两端的拉力和压力可通过中间段钢筋实现一定的内力“自平衡”效果，减小混凝土传递的内力，降低核心节点区混凝土发生剪切破坏的风险。上述两点均可降低节点区破坏概率，有利于“强节点”设计理念的实现。
图6 U型锚固组件
Fig.6 U-shaped anchor assembly
2 试验方案
为验证采用上述技术方案的PCF-MDC节点综合性能，设计了本次试验。共包括3个试件，试件分组及编号见表1。
表1 试件分组及编号
Table 1 Specimen grouping and numbering
组别 试件编号 说明对照组 PCF “等同现浇”的传统“湿”连接边节点PCF-MDC组 PCF-DP 加装双弯曲板阻尼器的PCF-MDC边节点PCF-DB 加装狗骨阻尼器的PCF-MDC边节点
2.1 试件设计
某混凝土框架边节点经 1∶2缩尺后，得到了PCF试件的相关设计信息，几何尺寸及配筋见图7。所有钢筋均为HRB400级，预制梁、柱构件为C30混凝土，后浇区采用添加膨胀剂的C40细石混凝土。
柱顶和梁端分别增加100 mm和200 mm加载段，便于试验装置安装。距柱面400 mm范围内为梁箍筋加密区，加密间距 50 mm，非加密间距100 mm。梁端部400 mm范围箍筋加密，加密间距50mm。柱通高箍筋加密，间距60 mm。PC梁、柱构件伸入后浇区的连接钢筋长度不小于170 mm，焊接长度不低于100 mm。预制柱连接钢筋在设计位置用90°弯钩锚入节点核心区，水平长度295 mm，弯折长度300 mm。
图7 PCF试件尺寸及配筋Fig.7 Dimensions and reinforcement of the PCF specimen
以PCF-DB试件说明PCF-MDC组试件的基本设计信息，见图8。因PCF-MDC组试件柱节点区需预埋 U型锚固组件，为避开螺纹套筒，将 PCF试件柱内的 2根直径 20 mm 的纵筋(总截面面积628.4 mm2)替换为4根直径14 mm的纵筋(总截面面积615.6 mm2)，替换前后的钢筋横截面中心点不变，所替换钢筋的具体位置分别见图7和图8的A-A截面。为确保与PCF试件配箍情况相同，PCF-MDC组试件的 14 mm柱纵筋方向的单肢箍每层布置 1个，上下层交错绑扎。
图8 PCF-DB试件尺寸及配筋Fig.8 Dimensions and reinforcement of the PCF-DB specimen
2.2 金属阻尼器对比
狗骨(简称 DB)和双弯曲板(简称 DP)阻尼器是在设计值Md,b(Md,b=79.93 kN·m，由PCF试件预制梁截面实配钢筋面积和材料设计值求得)、高度 H和削弱参数均相同的条件下设计的，仅部分截面几何参数不同。设计完成后的DB和DP阻尼器尺寸分别见表2、表3，承载力和削弱比见表4。表5为两阻尼器的截面几何性质对比。
表2 狗骨阻尼器尺寸
Table 2 Dimensions of dog bone damper
非削弱截面尺寸/mm 削弱参数/mm H B w t a1 a2 b c 280 100 5 6 75 75 230 25
表3 双弯曲板阻尼器尺寸
Table 3 Dimensions of double bending plate damper
非削弱截面尺寸/mm 削弱参数/mm H B w t1 t2 h1 h2 a1 a2 b c 280 100 6 4 8 86 84 75 75 230 25
表4 强度及削弱比
Table 4 Strength and weakening ratio
注：Md,e为由式(2)计算的金属阻尼器最薄弱截面设计承载力，ηy取1.15，fy = 235 N/mm2；Mr,e为由式(2)计算得到的最薄弱截面实际受弯承载力，ηy取1，fy取表8。
编号 Md,b /(kN·m) Md,e /(kN·m) β/(%) Mr,e/(kN·m) β /(%)设计 实际狗骨 37.22 46.57 37.98 47.52双弯 79.93 37.01 46.30 32.27 40.37
表5 截面几何性质对比Table 5 Comparison of geometrical properties of sections
试件 最薄弱截面 完整截面images/BZ_117_819_2088_832_2143.pngIx / cm4 Iy / cm4 It / cm4 Wp/ cm3images/BZ_117_819_2145_832_2202.pngIx / cm4 Iy / cm4 It / cm4狗骨 1928.35 12.78 1.78 171.98 3054.67 100.28 2.56双弯 1917.34 25.46 3.59 198.56 2848.86 200.46 5.68
由表5可知两阻尼器最薄弱截面面内惯性矩Ix基本相同，而DP阻尼器最薄弱截面面外惯性矩Iy和抗扭惯性矩 It分别是 DB阻尼器的 1.99倍和2.02 倍，完整截面的 Iy和 It分别是 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。上述几何性质差异说明：在最薄弱截面面内抗弯刚度几乎相同的情况下，DP阻尼器这种改变截面材料分布特征以提高面外刚度的策略有效，同时截面塑性发展能力也得到提高。
2.3 材性试验
对试验中的混凝土、钢筋和钢板进行材性试验，试验结果分别见表6、表7和表8。
表6 立方体抗压强度平均值
Table 6 Average value of cube compressive strength
标号 C30 C40抗压强度/MPa 47.21 56.39
表7 钢筋力学性能平均值
Table 7 Average mechanical properties of rebar
直径/mm 屈服强度/MPa 抗拉强度/MPa 伸长率/(%)22 514.24 684.26 23.49 20 490.75 609.48 22.23 18 442.42 595.92 22.41 14 445.11 621.54 24.29 8 519.97 673.44 22.25
表8 钢板力学性能平均值
Table 8 Average mechanical properties of steel plates
板厚/mm 屈服强度/MPa 抗拉强度/MPa 伸长率/(%)4 235.61 318.10 50.78 5 267.59 351.22 45.26 6 275.74 367.19 44.30 8 332.71 445.55 27.86
2.4 加载装置和加载制度
整套试验装置见图 9，千斤顶施加 350.35 kN轴压力，轴压比为 0.2。水平加载制度采用 ACI 371.1-05[22]中针对新型混凝土框架节点抗震性能试验所规定的加载制度，每工况循环3圈，详情见表9。
表9 加载工况详情
Table 9 Details of the loading protocol
工况 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11位移幅值 2.25 3 3.755.25 7.5 11.25 15 22.5 3041.2552.5等效位移角1/6671/5001/4001/286 1/200 1/133 1/100 1/67 1/501/361/29
2.5 数据量测与采集
PCF-MDC组试件共布置5个位移计，位置见图9，Di位移计监测的位移数据记为Di，数据说明见表10。PCF试件仅布置D1位移计。
图9 试验装置及位移测点布置
Fig.9 Test setup and displacement measure
PCF试件的1、2和3号应变片分别位于1、2和3号截面(见图7)的梁顶纵筋、梁底纵筋和靠近梁柱交界面的柱中20 mm纵筋上。PCF-MDC组试件应变片布置情况见表11，以PCF-DP试件说明PCFMDC组试件应变片位置，见图10。
表10 数据说明
Table 10 Data explanation
编号 计算 说明D1 θc=D1/1500 θc为柱顶真实位移角D3 θ1=(D2-D3)/L1 θ1为阻尼器柱端连接板转角；L1为D2和D3位移计间的距离D4 D2 D5 θ2=(D4-D5)/L2 θ2为阻尼器梁端连接板转角；L2为D4和D5位移计间的距离- θd=θ1-θ2 θd为金属阻尼器两端转角
表11 PCF-MDC组应变片布置
Table 11 Strain gauge layout of PCF-MDC group
注：√表示该试件在此处布置应变片；×表示试件在此处未布置应变片或因粘贴质量导致应变数据异常；7号应变片位置与PCF试件的3号应变片位置相同，粘贴于靠近梁柱交界面的柱中14 mm纵筋上；8号应变片位于下槽钢外表面，位置与4号相同。
试件 1 2 3 4 5 6 7 8 PCF-DB √ × × × × × × √PCF-DP √ √ √ √ √ √ √ ×
图10 PCF-DP试件部分应变片位置
Fig.10 Position of partial strain gauge of PCF-DP specimen
3 试验现象及破坏形态
后文以各工况等效位移角对各试件部分关键试验现象进行描述。
3.1 PCF试件
1/286位移角：后浇区出现1条受弯裂缝，靠近后浇区的预制梁顶部出现 1道贯通裂缝。1/200位移角：后浇区新旧混凝土交界面出现裂缝，原有裂缝略微延伸并向梁跨中传播。1/133位移角：后浇区裂缝略微倾斜，柱节点区从梁底纵筋位置处向两侧产生裂缝，并向节点区水平延伸。1/100位移角：后浇区形成1道明显的腹剪斜裂缝。1/67位移角：核心节点区出现斜裂缝，后浇区保护层混凝土受压起拱，小块混凝土掉落。1/50位移角：后浇区与柱交界面出现完全分离。1/36位移角：柱子从梁底纵筋位置处迸发出大量裂缝，混凝土保护层出现明显劈裂。1/29位移角：第3圈负向最大位移点荷载降至峰值 85%以下，后浇区腹部混凝土大块掉落，柱劈裂破坏严重，试验停止。PCF试件部分工况和最终破坏形态见图11。
图11 PCF试件破坏形态
Fig.11 Failure mode of specimen PCF
3.2 PCF-DB试件
1/200位移角：DB阻尼器削弱区翼缘出现裂纹。1/133位移角：削弱区翼缘白末大块掉落，靠近削弱区翼缘的腹板也出现裂纹，梁身裂缝增多，梁顶和梁底各1道贯通裂缝。1/67位移角：观察到腹板明显的面外鼓曲。1/50位移角：腹板鼓曲加剧，翼缘观察到屈曲。1/36位移角：翼缘呈现明显的“折叠”型屈曲，受拉时翼缘“折叠”型屈曲不能恢复，第三圈负向最大位移点荷载降至峰值85%以下。1/29位移角：阻尼器弯扭变形加剧，承载力快速下降，第一圈正向最大位移点荷载降至峰值85%以下，试验停止。PCF-DB试件最终破坏形态见图12。
3.3 PCF-DP试件
1/200位移角：梁底出现2条微小裂缝。1/133位移角：梁底形成 1条贯通裂缝。1/100位移角：原有裂缝延伸发展，梁顶形成1道贯通裂缝。1/67位移角：削弱区白末掉落，小腹板受压区白末起鼓开裂，靠近柱面的小弯曲板根部出现裂纹。1/50位移角：削弱区裂纹剧增，靠近柱面的小弯曲板根部出现轻微屈曲。1/36位移角：削弱区小弯曲板和腹板白末掉落，靠近柱面的小弯曲板根部钢材出现裂口，屈曲加剧，混凝土裂缝不再延伸。1/29位移角：第1圈负向加载时，听到“咚”一声巨响，发现靠近柱面的小弯曲板根部拉断，负向承载力降至峰值的85%以下，试验停止。最终破坏形态见图13。
图12 PCF-DB试件破坏形态
Fig.12 Failure mode of specimen PCF-DB
图13 PCF-DP试件破坏形态
Fig.13 Failure mode of specimen PCF-DP
3.4 破坏形态对比
三个试件均实现了梁铰破坏机制，但破坏模式和破坏形态存在差异。
PCF试件后浇区先为弯曲塑性铰破坏，最终转为剪切破坏，相应的破坏形态为柱节点区劈裂、后浇区保护层混凝土剥离、腹部混凝土掉落。弯曲铰到剪切铰的转变与后浇区新、旧混凝土交界面粘结性能退化有关。试验中后浇区两端新、旧混凝土交界面均出现贯通裂缝，且后浇区与柱交界面出现明显脱离，在1/100位移角时后浇区腹部形成一道腹剪斜裂缝。说明交界面粘结性能退化导致后浇区与预制构件间的传力整体性丧失。由于后浇区局部剪跨比很小，故由弯曲破坏转变为局部斜压破坏，预制梁身也由最初的弯曲裂缝发展为弯剪裂缝。柱子劈裂和后浇区保护层混凝土剥离是由梁纵筋屈服引起，由第4.6节应变数据可知，靠近柱端面的梁纵筋很早便屈服，可推断柱核心节点区内靠近梁柱交界面保护层的梁锚固筋也进入屈服，对应的试验现象是 1/36位移角时柱子从梁底纵筋位置处迸发出大量裂缝。
PCF-DB试件为DB阻尼器面外弯扭破坏，相应的破坏形态为阻尼器弯扭变形严重，节点承载能力快速下降，最终因承载力不足退出工作，属于失稳破坏。PCF-DP试件破坏模式为DP阻尼器面内受弯破坏。相应的破坏形态为内力较大的小弯曲板根部钢材拉断，属于材料破坏。
PCF-MDC组试件在试验中柱子没有出现任何裂缝，梁身损伤均显著轻于 PCF试件。试验结束后仅拆除螺栓即可完成梁、柱拆卸。结合上述试验现象和破坏形态对比分析，可说明以下三个问题：
1) 槽钢和 U型锚固组件的连接方案实现了“强连接、强锚固”设计目标，能可靠传递预制构件与金属阻尼器间的内力；U型锚固钢筋可分散由梁传递到节点区的内力，且具有一定的“内力自平衡”效果，可降低柱节点区破坏的风险；该方案易于工厂预制，现场施工高效、可靠，且具备可拆卸特性。
2) DP阻尼器通过改变截面材料分布特征提高阻尼器面外刚度，控制了阻尼器的破坏模式，使其发生预期的面内受弯破坏，避免面外弯扭破坏。
3) 采用的金属阻尼器设计方法可行有效，实现了金属阻尼器先于预制构件屈服的设计目标，形成了由金属阻尼器屈服构成的梁铰耗能机制，具备“集中损伤”特性，为结构震后修复及功能恢复提供有利 条件。
4 试验数据分析
4.1 滞回曲线
各试件滞回曲线见图14，其中，P为作动器水平荷载，D=D1(见2.5节)。
图14 滞回曲线对比
Fig.14 Comparison of hysteresis curves
滞回曲线的形状可反应出构件的破坏特征[23]。PCF试件滞回曲线呈明显的“捏缩”现象，表明PCF试件发生了剪切破坏和纵筋粘结破坏，与其破坏形态相契合。而PCF-MDC组试件滞回曲线饱满，说明PCF-MDC体系在梁端预设由金属阻尼器屈服形成的梁铰耗能机制合理有效。
PCF-DB和PCF-DP试件由于金属阻尼器破坏模式不同，滞回性能也有所差异。PCF- DB试件因阻尼器出现失稳破坏，与钢结构中采用狗骨削弱的钢节点滞回特征相似，承载力较早出现下降，滞回曲线存在明显下降段。而PCF-DP试件中阻尼器为材料破坏，故滞回曲线略显倾斜，具有明显的屈服后刚度，承载力直至钢材拉断才出现下降。
由上述对比可知，PCF-MDC节点滞回性能优于“等同现浇”的PCF节点。同时，对PCF-MDC节点来说，金属阻尼器自身的减震性能及破坏模式会直接影响PCF-MDC节点的性能表现。
4.2 骨架曲线及承载能力
图15是各试件的骨架曲线，其中除正(负)向最后一个骨架数据点外，其余数据均取自相应工况的第一圈滞回曲线。正(负)向最后一个骨架曲线数据点取自正(负)向最大位移点荷载第一次降至峰值85%以下时的数据。若某方向承载力最终没有降至峰值的85%以下，则取最后一次循环加载的最大位移点作为最后一个骨架曲线数据点。
图15 骨架曲线对比
Fig.15 Comparison of skeleton curves
试件加载过程中的受力及变形示意见图16。由式(3)可求得加载时的梁端支座反力Pb：
式中：Hc为柱高，Hc=1500 mm；N为柱顶轴压力；L为梁端支座反力至柱中心线的距离，L=1500 mm。
图17为与图15对应的名义骨架曲线。其中Pd,b为当PCF试件梁柱交界面内力达到Md,b时的梁端支座反力(Pd,b=Md,b/1.325=60.32 kN)，表征设计承载力。纵坐标 Pb/Pd,b表征试件实际承载水平。表 12为图15和图17提取的骨架曲线特征值。达到1，说明虽然对阻尼器进行了一定削弱(见表4)，但计算承载力时将阻尼器后期强化(钢材塑性发展)当作承载力储备是可行的，PCF-MDC节点的承载能力均达到了设计水平。
图16 受力及变形示意
Fig.16 Force and deformation diagram
另一方面，PCF试件(平均 Dp=30.72 mm)和PCF-DP试件(平均 Dp=37.25 mm)在超过大震 1/50位移角后才出现承载力下降，而PCF-DB试件(平均Dp=23.32 mm)在1/64位移角后便出现承载力下降。从图15和图17也可看到PCF-DB试件加载后期承载力下降较快。说明PCF-DB试件中DB阻尼器面外弯扭失稳发生后节点承载力快速退化，安全储备不高。
表12 骨架曲线特征值
Table 12 Feature points on skeleton curves
注：Py、Dy和Δy分别为名义屈服点的水平荷载、水平位移及层间位移角；Pp、Dp和Δp分别为峰值荷载点的水平荷载、水平位移及层间位移角；Pu、Du和Δu分别为破坏点的水平荷载、水平位移及层间位移角；名义屈服点由能量法[24]求得；破坏点指水平荷载下降至峰值85%的数据点，若某方向最终未下降至 85%，则取该方向最后一个骨架曲线数据点为破坏点；层间位移角=水平位移/Hc；Pb,p为根据式(3)求得的图 15中最大梁端支座反力。
试件编号 方向 Py / kN Dy/ mm Δy Pp / kN Dp/ mm Δp Pu/ kN Du/ mm Δu Pb,p /Pd,b μ名义屈服点 峰值荷载点 破坏点+ 64.21 10.63 1/141 72.82 34.67 1/43 67.54 46.60 1/32 1.34 4.38 PCF - 68.65 7.83 1/192 81.22 26.77 1/56 69.04 51.32 1/29 1.45 6.56平均 66.43 9.23 1/163 77.02 30.72 1/49 68.29 48.96 1/31 1.40 5.47+ 44.52 8.04 1/187 52.53 25.72 1/58 44.65 43.17 1/35 0.97 5.37- 47.79 6.93 1/216 56.23 20.92 1/72 47.80 40.27 1/37 1.03 5.81 PCF-DB平均 46.15 7.49 1/200 54.38 23.32 1/64 46.22 41.72 1/36 1.00 5.59+ - - - 67.19 35.40 1/42 62.41 46.78 1/32 1.25 -PCF-DP - - - - 73.17 39.11 1/38 62.19 44.43 1/34 1.36 -平均 - - - 70.18 37.25 1/40 62.16 45.60 1/33 1.31 -
图17 名义骨架曲线
Fig.17 Nominal skeleton curves
表13为将最大梁端支座反力Pb,p换算为阻尼器最薄弱截面内力Mp，Md,p为实际材料强度算得的最薄弱截面全塑性弯矩。表13中DP阻尼器的Mp/Md,p达到 1.6，DB阻尼器的 Mp/Md,p为 1.43。说明 DP阻尼器不仅塑性发展能力更强(Wp大)，而且由于破坏模式的改变(整体稳定性提高)和腹板局部稳定性(大弯曲板的纵向加劲肋作用)的提高，可充分利用钢材塑性。最终 PCF-DP试件的 Pb,p/Pd,b高达1.31，承载能力更高。
表13 阻尼器最薄弱截面内力
Table 13 Internal force of the weakest section of damper
试件 方向 Md,p Mp Mp/ Md,p+ 64.80 1.39 PCF-DB - 69.11 1.48 46.69平均66.96 1.43+ 85.53 1.53 PCF-DP - 91.11 1.67 54.63平均87.32 1.60
综上所述，与DB阻尼器相比，采用DP阻尼器的PCF-MDC节点承载性能更稳定，承载能力更高，安全储备更足。
4.3 变形能力及延性
三个试件的破坏点位移相差不大，均达到了30 mm (大震位移角)，具备良好的变形能力。其中PCF-DB试件中的DB阻尼器出现稳定性破坏，变形能力受稳定性影响，故破坏点位移最小。而PCF-DP试件中的DP阻尼器没有出现稳定性破坏，充分利用材料塑性出现钢材拉断，具有更强的变形能力。
表12中未计算PCF-DP试件的名义屈服点及延性，是因已有研究成果[25—26]表明：具有二次刚度的双线性构件采用能量法计算名义屈服点将得到不合理的结果。因PCF和PCF-DB试件具有明显的下降段，故仅对上述两试件进行对比。由计算得到的延性系数看，PCF-DB试件的延性优于PCF试件。
PCF-MDC体系具有良好的变形能力和延性。同时，阻尼器性能的优劣会直接影响PCF-MDC节点的变形能力及延性。
4.4 强度及刚度退化
强度退化系数λ2、λ3和割线刚度K1[27—28]见图18。
图18 强度及刚度退化对比
Fig.18 Comparison of strength and stiffness degradation
由图18可看到PCF-MDC组试件的第二圈强度退化系数明显高于 PCF试件，而 PCF试件强度退化系数很快便下降至 1以下，这反映了 PCF试件的混凝土累积损伤对其持荷能力的影响，而PCF-MDC试件将损伤集中于金属阻尼器，故持荷能力较强。图18(b)中PCF-DP试件的λ3在第10工况负向突然下降是因小弯曲板根部在此圈循环加载时开始出现撕裂。
图18(c)可知，加载前期PCF-MDC组试件的刚度小于PCF试件，这是由于梁端金属阻尼器截面抗弯刚度小于混凝土截面。同时，PCF-DB试件的刚度大于PCF-DP试件，这是由于DB阻尼器削弱区和非削弱区的Ix大于DP阻尼器（见表5）。
随着试件变形加大，PCF试件和PCF-DB试件刚度下降较快。PCF试件刚度下降至PCF-DP试件水平。而PCF-DB试件的DB阻尼器出现面外弯扭失稳，刚度降至PCF-DP试件以下。
4.5 耗能特性
各试件每工况第1圈滞回曲线的单圈滞回耗能Es、累积滞回耗能Ea和等效粘滞阻尼比ξ见图19。
图19 耗能特性对比Fig. 19 Comparison of energy-dissipation characteristics
由图19可知，在Es和Ea相差不多的情况下，加载初期PCF-MDC组试件的ξ相差不大，但随着试件位移加大PCF-DB试件的ξ开始超过PCF-DP试件。这是由于相同位移时ξ与其承载力成反比[27]，PCF-DB试件在加载后期出现承载力退化，而PCF-DP试件承载力明显大于PCF-DB试件，故计算得到的ξ较小。因DP阻尼器未发生稳定性破坏，故PCF-DP试件的耗能工作状态更为稳定。
综合来看，PCF-MDC组试件的耗能特性明显优于“等同现浇”的PCF试件。
4.6 应变分析
图 20为各试件应变片在失效前各工况最后一圈循环加载的最大位移点应变数据和失效前的最大应变数据。
图20 应变数据分析Fig.20 Strain data analysis
图20(a)可看到PCF-1应变片在第5工况应变数值骤增，说明后浇区与柱交界面处的梁纵筋屈服。PCF-2应变片最后也出现轻微屈服现象，PCF-3应变片始终处于弹性状态。
由PCF-1号应变片的应变数据可推断，柱核心节点区内靠近梁柱交界面的梁锚固钢筋也出现屈服，对应的试验现象为：柱子从梁纵筋位置处迸发出大量裂缝，呈现明显的劈裂破坏(见3.1节)。
图20(b)和图20(c)分别为PCF-MDC组试件金属阻尼器和连接锚固区的应变发展情况。可看到连接锚固区没有出现屈服，证明上述连接方案能可靠地传递预制构件与金属阻尼器间的内力。在此前提下，并结合局部削弱设计方法，实现了设计目标——PCF-MDC组试件的金属阻尼器率先屈服耗能，而预制构件不屈服。其中，PCF-DP试件的双弯曲板阻尼器的大弯曲板在大变形下也进入屈服耗能状态。
4.7 试件变形分析
将各工况第1圈加载最大位移点的阻尼器转角θd除θc得到阻尼器变形占比，正负向平均处理后的变形情况见图21。
图21 PCF-MDC组试件变形
Fig.21 Deformation of the PCF-MDC group specimen
由图 21可知，开始加载时阻尼器基本处于弹性，故而变形占比略小。随着试件变形增大，阻尼器变形占比显著增加，其中DP阻尼器变形占比稳定在90%左右。说明PCF-MDC组试件将塑性变形集中于金属阻尼器，具备“集中损伤”特性。
PCF-DB试件阻尼器变形占比在达到峰值后出现下降，并非说明没有将变形集中于阻尼器。而是由于DB阻尼器到达峰值承载力后发生了面外弯扭变形，使得位移计监测的面内转角数据不准确。试验中也观测到了梁端顶板(固定不动)与垫板(随梁移动)间的距离变化(见图22)，反应PCF-DB试件中的DB阻尼器出现明显的面外变形。
图22 PCF-DB试件梁端垫板与顶板间距离
Fig.22 Distance between the pad plate and the top plate of the PCF-DB specimen
5 结论
针对PCF-MDC体系的关键技术问题：1) 金属阻尼器的选择；2) 金属阻尼器的设计；3) 连接方案开发，提出两种可用于PCF-MDC体系的金属阻尼器(狗骨阻尼器和双弯曲板阻尼器)，开发一套具备可拆卸特性的连接方案，并采用“局部削弱”设计方法进行阻尼器设计。通过采用上述技术方案的PCF-MDC节点与“等同现浇”的普通PCF节点的拟静力试验，得出以下结论：
(1) PCF-MDC体系中金属阻尼器的设计目标应为：金属阻尼器先于预制构件屈服。设计原则应为：金属阻尼器的屈服力应低于混凝土梁受弯承载力。采用的“局部削弱”设计方法实现了金属阻尼器率先屈服耗能，发挥出其良好的耗能减震作用。
(2) 采用弹性公式计算阻尼器屈服力，将钢材塑性发展当做承载力强化的思路可行。试验中实际削弱比为47.52%和40.37%的PCF-MDC节点极限承载能力均达到了原设计值水平。
(3) 通过改变截面材料分布提高面外稳定性能，进而控制阻尼器破坏模式的思路可行有效。双弯曲板阻尼器由于面外稳定性能的提高，将破坏模式由狗骨阻尼器的面外弯扭破坏转为面内受弯破坏，可充分利用钢材塑性。
(4) PCF-MDC节点预设的由金属阻尼器屈服构成的梁铰耗能机制合理有效，PCF-MDC节点的耗能特性和抗震性能明显优于“等同现浇”的普通后浇预制框架节点。
(5) PCF-DB试件因狗骨阻尼器出现面外弯扭破坏，强度和刚度退化较快，采用双弯曲板阻尼器的PCF-DP试件承载性能更优、变形能力更强，安全储备更足。
(6) 采用槽钢锚固和U型锚固组件的连接方案能有效传递金属阻尼器与预制构件间的内力，易于工厂化制造，现场拼装高效，施工质量易保障。
(7) 采用上述技术方案的 PCF-MDC节点具备“集中损伤”、可拆卸等特性，综合性能优于普通预制混凝土框架节点。
[1] Bruneau M. Building damage from the Marmara, Turkey earthquake of August 17, 1999 [J]. Journal of Seismology, 2002, 6(3): 357-377.
[2] Tapan M, Comert M, Demir C, et al. Failures of structures during the October 23, 2011 Tabanlı (Van) and November 9, 2011 Edremit (Van) earthquakes in Turkey[J]. Engineering Failure Analysis, 2013, 34: 606-628.
[3] Toniolo G, Colombo A. Precast concrete structures: The lessons learned from the L’Aquila earthquake [J].Structural Concrete, 2012, 13(2): 73-83.
[4] Korkmaz H H, Tankut T. Performance of a precast concrete beam-to-beam connection subject to reversed cyclic loading [J]. Engineering Structures, 2005, 27(9):1392-1407.
[5] Hosseini S J A, Abd Rahman A B. Analysis of spiral reinforcement in grouted pipe splice connectors [J].Građevinar, 2013, 65(6): 537-546.
[6] Eom T S, Park H G, Hwang H J, et al. Plastic hinge relocation methods for emulative PC beam-column connections [J]. Journal of Structural Engineering, 2016,142(2): 1-13.
[7] Girgin S C, Misir I S, Kahraman S. Experimental cyclic behavior of precast hybrid beam-column connections with welded components [J]. International Journal of Concrete Structures and Materials, 2017,11(2): 229.
[8] Rodríguez M E, Torres Matos M. Seismic behavior of a type of welded precast concrete beam-column connection[J]. Pci Journal, 2013, 58(3): 81-94.
[9] Ozturan T, Ozden S, Ertas O. Ductile connections in precast concrete moment resisting frames [J]. Concrete Construction, 2006, 51(2): 2-12.
[10] ティンドティエン, 楠浩一, 田才晃. 新しいアンボンドPc-Pca柱梁接合部実験に関する研究[J]. 日本建築学会構造系論文集, 2009, 74(641): 1249-1257.Thinh D T, Kusunoki K, Tasai A. Experimental study on a new precast unbonded post-tensioned beam-column joint system with shear bracket [J]. Journal of Structural and Construction Engineering AIJ, 2009, 74(641):1249-1257. (in Japanese)
[11] ドティンティエン, 楠浩一, 田才晃. 改良アンボンドPc-Pca 柱梁接合部実験に関する研究[J]. 日本建築学会構造系論文集, 2011, 76(659): 149-156.Thinh D T, Kusunoki K, Tasai A. Experimental study on improved precast unbonded post-tensioned beam-column joint system [J]. Journal of Structural and Construction Engineering AIJ, 2009, 76(659): 149-156. (in Japanese)
[12] 松茂良諒, 越川武晃, 菊地優. 断面解析モデルを用いたアンボンド Pcapc 梁部材の曲げ終局耐力点評価[J]. 日本建築学会構造系論文集, 2014, 79(701):1005-1013.Matsumora M, Koshikawa T, Kikuchi M. Evaluation of ultimate strength and rotation angle for unbonded post-tensioned precast concrete beams by using section analysis [J]. Journal of Structural and Construction Engineering AIJ, 2014, 79(701): 1005-1013. (in Japanese)
[13] 郑清林, 王霓, 陶里, 等. 套筒灌浆缺陷对装配式混凝土柱抗震性能影响的试验研究[J]. 土木工程学报,2018, 51(5): 75-83.Zheng Qinglin, Wang Ni, Tao Li, et al. Experimental study of effects of grout defects on seismic performance of assembled concrete column [J]. China Civil Engineering Journal, 2018, 51(5): 75-83. (in Chinese)
[14] 黄选明, 张新江, 刘昊, 等. 预制混凝土构件叠合面劈裂抗拉性能试验[J]. 建筑科学, 2019, 35(3): 70-76.Huang Xuanming, Zhang Xinjiang, Liu Hao, et al. Split tensile test of prefabricated component laminated surface[J]. Building Science, 2019, 35(3): 70-76. (in Chinese)
[15] Arslan M H, Korkmaz H H, Gulay F G. Damage and failure pattern of prefabricated structures after major earthquakes in turkey and shortfalls of the turkish earthquake code [J]. Engineering Failure Analysis, 2006,13(4): 537-557.
[16] Savoia M, Buratti N, Vincenzi L. Damage and collapses in industrial precast buildings after the 2012 Emilia earthquake [J]. Engineering Structures, 2017, 137: 162-180.
[17] 李定斌. 预制装配式混凝土框架金属消能减震连接体系抗震性能研究[D]. 广州: 广州大学, 2019.Li Dingbin. Study on the seismic performance of the precast concrete frame system using metal damper connector [D]. Guangzhou: Guangzhou University, 2019.(in Chinese)
[18] Chi B, Uang C M. Cyclic response and design recommendations of reduced beam section moment connections with deep columns [J]. Journal of Structural Engineering, 2002, 128(4): 464-473.
[19] Gilton C S, Uang C M. Cyclic response and design recommendations of weak-axis reduced beam section moment connections [J]. Journal of Structural Engineering, 2002, 128(4): 452-463.
[20] 郁有升, 王燕. 钢框架梁翼缘削弱型节点力学性能的试验研究[J]. 工程力学, 2009, 26(02): 168-175.Yu Yousheng, Wang Yan. Experimental study on the mechanical property of reduced beam section connections of steel frames [J]. Engineering Mechanics, 2009, 26(2):168-175. (in Chinese)
[21] 李定斌, 吴从晓, 黄良辉, 等. 一种可用于预制装配式混凝土框架结构的软钢阻尼器[J]. 中国科技论文,2018, 13(1): 109-114.Li Dingbin, Wu Congxiao, Huang Lianghui, et al. A new type of mild steel damper for the construction of precast concrete frame [J]. China Science Paper, 2018, 13(1):109-114. (in Chinese)
[22] ACI 374.1-05, Acceptance criteria for moment frames based on structural testing and commentary [S].Farmington Hills, Michigan: ACI. 2014.
[23] 朱伯龙. 结构抗震试验[M]. 北京: 地震出版社, 1989:136-141.Zhu Bolong. Structure seismic test [M]. Beijing:Seismological Press, 1989: 136-141. (in Chinese)
[24] Park R. State of the art report ductility evaluation from laboratory and analytical Testing [C]// Proceedings of the 9th World Conference On Earthquake Engineering,Tokyo, Kyoto, Japan, 1988: 605-616.
[25] 冯鹏, 叶列平, 黄羽立. 受弯构件的变形性与新的性能指标的研究[J]. 工程力学, 2005, 22(6): 28-36.Feng Peng, Ye Lieping, Huang Yuli. Deformantion and new performanc indices of flexural members [J].Engineering Mechanics, 2005, 22(6): 28-36. (in Chinese)
[26] 冯鹏, 强翰霖, 叶列平. 材料、构件、结构的“屈服点”定义与讨论[J]. 工程力学, 2017, 34(3): 36-46.Feng Peng, Qiang Hanlin, Ye Lieping. Discussion and definition on yield points of materials, members and structures [J]. Engineering Mechanics, 2017, 34(3): 36-46. (in Chinese)
[27] JGJ 101-2015, 建筑抗震试验规程[S]. 北京: 中国建筑工业出版社, 2015.JGJ/T 101-2015, Specification of testing methods for earthquake resistant building [S]. Beijing: China Architecture & Building Press, 2015. (in Chinese)
[28] 吴从晓, 李定斌, 吴从永, 等. 现浇混凝土消能减震框架抗震性能试验研究[J]. 工程科学与技术, 2018, 50(6):108-115.Wu Congxiao, Li Dingbin, Wu Congyong, et al.Experimental study on seismic performance of RC energy-dissipation frame [J]. Advanced Engineering Sciences, 2018, 50(6): 108-115. (in Chinese)