0 引 言

　　預制混凝土結構是一種目前常用的建筑結構體系，其與現澆混凝土結構的根本區別在于預制混凝土結構中柱、梁、板的連接方式^[1]。而結構構件連接處的節點是結構的薄弱環節，也一直是抗震研究的重點。震害調查表明，預制混凝土框架結構的破壞主要表現為因各構件間的連接破壞而導致結構整體離散、倒塌，因此預制結構的節點連接顯得更為重要。隨著灌漿套筒等連接方式在日本和歐美等國長期、大量的實踐，預制結構逐漸普及，各國學者對后澆整體式節點連接方式的研究開始有所涉及^[24]。這些試驗結果表明，后澆整體式節點與現澆節點相比具有相同或相近的抗震性能。

　　由于預制構件質量的可控性，再生混凝土與預制施工相結合，不僅可以提高再生混凝土構件的質量，而且也符合當今綠色建筑的發展趨勢。近幾年來，不少學者對再生混凝土框架節點做了一些低周反復荷載試驗^[58]，表明雖然再生混凝土節點的抗震性能略低于普通混凝土，但再生混凝土節點的抗震性能仍滿足相應抗震設防要求。這類低周反復荷載試驗一般均在節點柱上施加恒定軸力，對節點梁端施加豎向反復荷載以模擬地震作用下的梁剪力。雖然這類方法可以對節點的抗震性能進行研究，但并不能真實地反映在地震作用下節點區的受力特點和破壞情況。因此，為加深對再生混凝土框架節點的研究，本文中筆者基于采用后澆整體式節點連接方式的6層預制再生混凝土框架的振動臺試驗，研究邊節點的破壞特點和抗震性能，為預制再生混凝土結構的工程應用提供試驗依據和理論基礎。

　　1 振動臺試驗概況

　　1.1 相似關系

　　為體現不同樓層的后澆節點性能的差別，框架設計為6層，為最大限度地利用振動臺面，預制再生混凝土框架模型幾何相似比取1/4，加速度相似比取1.848，同時材料使用再生混凝土，彈性模量相似比為1.0。基于Bukingham π定理，模型設計所需的其他相似關系可由幾何、加速度、彈性模量3個相似比求出[9]。該模型為欠質量人工質量模型。

　　1.2 模型材料

　　試驗時，為了最大程度體現節點在整體結構的受力和破壞特點，模型后澆節點和預制構件采用相同的配合比。水泥選用海螺牌普通硅酸鹽水泥P.O42.5，細骨料選用河砂，再生粗骨料粒徑為5～10 mm。配合比設計[10]時，采用再生骨料取代率為100%的再生混凝土，混凝土強度等級為C30，坍落度范圍控制在180～200 mm。水、水泥、砂、再生粗骨料的混凝土配合比為1∶1.859∶3.202∶4.554。根據《混凝土結構設計規范》（GB 50010—2010）^[11]，采用鍍鋅鐵絲模擬鋼筋。模型中縱向鋼筋采用8#和10#鍍鋅鐵絲模擬，箍筋采用14#鍍鋅鐵絲模擬。

　　1.3 節點設計及模型制作

　　試驗模型為2跨2開間6層的框架結構，平面和立面布置規則。模型集中了中節點和邊節點2種后澆節點形式。結構按“強柱弱梁”的原則進行設計，模型的配筋和構造要求按設防烈度為8度、設計地震分組為第2組、建筑場地為Ⅱ類場地的地震區進行設計^[12]。根據相似關系，模型結構的總高度為4 500 mm。

　　《裝配式混凝土結構技術規程》（送審稿）中規定預制柱的縱向鋼筋可采用套筒灌漿、漿錨搭接、焊接等連接方式。試驗中，框架梁設計為預制疊合梁，梁頂鋼筋現場綁扎；所有后澆節點的連接形式采取柱柱榫式連接，上下柱鋼筋采用焊接連接。結構施工順序為：分批預制梁和柱，并預留焊接和錨固鋼筋；下柱上擱置預制梁，綁扎梁頂鋼筋，吊裝上柱，保證其垂直度，焊接上下柱鋼筋；綁扎樓板鋼筋，澆筑節點區及板混凝土。

　　1.4 試驗方案

　　為了模擬多種場地條件，振動臺所輸入的地震波選用汶川地震波（WCW）、El Centro波（ELW）和上海人工波（SHW），試驗共分為35個試驗工況。依次對模型進行了8個地震水準的激勵，分別為0.066g（7度多遇）、0.130g（8度多遇）、0.185g（7度基本）、0.264g（9度多遇）、0.370g（8度基本）、0.415g（7度罕遇）、0.550g（8度罕遇弱）和0.750g（8度罕遇），其中，g為重力加速度。試驗中，按相似關系調整加速度峰值和時間間隔。在每個試驗階段，從臺面輸入地震波的順序依次為WCW，ELW，SHW。模型的主震方向為x方向，地震波為單向輸入。

　　模型的1～6層邊節點在2個方向均布置了加速度傳感器和拉線式位移傳感器，測試模型在節點處的加速度和位移變化。

　　2 試驗過程及現象

　　在整個試驗過程中，模型1，2層節點破壞最為嚴重，3層部分節點產生裂縫，且裂縫多集中在梁端，模型4～6層節點并未看出明顯破壞現象。在地震荷載作用下，再生混凝土后澆節點的破壞與普通混凝土后澆節點十分類似^[13]，經歷了初裂、通裂、極限和破壞4個階段。

　　由于邊節點和中節點處梁提供的約束作用機理不同，故二者破壞過程和破壞形態有一定的差別。在第8個工況SHW后，1層部分邊節點的梁端出現了很細小的裂縫。此后，裂縫均主要出現在梁端，裂縫逐漸發展形成通縫，寬度增加，后澆節點與柱結合面并未產生明顯的裂縫。9度多遇地震后，2層的邊節點梁端開始產生裂縫，且裂縫較為明顯。經歷更加強烈的地震烈度后，1層和2層的邊節點開始出現斜裂縫，且邊節點核心區斜裂縫多集中在無梁一側。在8度罕遇地震后，部分邊節點與下柱結合面處產生較為明顯的水平裂縫，節點處的斜裂縫繼續發展，并逐漸貫通，2層邊節點甚至出現了保護層脫落的現象。

　　從試驗過程可以看出，在試驗的后期，遭遇強烈地震時，模型底部混凝土后澆節點剛度迅速退化，呈現半剛接狀態，裂縫發展較快，部分后澆邊節點與下柱結合面產生很寬的水平裂縫。但同時需要指出的是，受力較小的后澆節點與上柱的結合面處，并未產生任何水平裂縫。

　　3 試驗結果

　　3.1 節點水平剪力與反彎點相對位移

　　振動臺試驗中加速度傳感器布置在1～6層邊節點處，將模型的6層邊柱簡化為層間剪切模型，等效質量集中在每層節點處。

　　節點區上下柱端剪力反映了節點所受水平剪力的大小，柱剪力在數值上等于該柱以上各質點地震力的疊加。

　　各邊節點所受柱端水平剪力沿樓層高度方向呈現遞減趨勢，在2個方向剪力從大到小依次為1層、2層、3層、4層、5層、6層；在整個試驗過程中，4～6層節點的柱端剪力始終很小，這與試驗結束后結構的4～6層節點并未產生裂縫是吻合的，4～6層邊節點并未達到承載力極限狀態。

　　在彈性階段，隨著地震強度的增加，各樓層邊節點之間所受柱端水平剪力逐漸增加；當邊節點達到承載力極限狀態后，其剛度退化導致結構整體剛度下降，這時隨著地震強度的增加，邊節點所受柱端水平剪力反而隨之下降。這與試驗后期觀察到的部分邊節點出現塑性鉸，導致結構整體抗側剛度下降的宏觀現象也是吻合的。

　　通過布置在節點處的拉線式位移傳感器，可以測得在各工況地震作用下各樓層邊節點上下柱反彎點之間的相對位移Δi（t）節點上下柱反彎點之間的相對位移能夠在一定程度上反映出節點的破壞情況。表3中給出了各試驗工況下各節點上下柱反彎點的最大相對位移。

　　隨著地震強度的不斷增大，模型各節點上下柱反彎點的相對位移也隨之增大；在整個試驗過程中，1層和2層節點的上下柱反彎點相對位移最大，其余各層相對位移從大到小依次為3層、4層、5層、6層。在試驗后期，模型1層和2層節點的柱反彎點相對位移的增長幅度大于3～6層節點的增長幅度，這是因為在試驗后期高強度地震作用下，模型的1層和2層邊節點破壞嚴重，導致節點剛度退化較快的結果。采用后澆節點的預制再生混凝土框架結構的樓層位移變化情況與現澆再生混凝土框架結構十分類似，但試驗后期層間位移明顯偏大^[14]，這是因為后澆節點在彈塑性階段破壞更為嚴重導致的。

　　3.2 滯回曲線

　　滯回曲線反映了結構構件在反復荷載作用下表現出的變形特性，又稱變形恢復力曲線，是結構試件抗震綜合性能的體現。根據框架模型邊節點的水平剪力和對應的上下柱反彎點相對位移，可以得到不同樓層邊節點在地震試驗中的荷載位移曲線，即滯回曲線。在試驗前期，滯回曲線基本上為直線循環，表明此時邊節點處于彈性工作狀態；進入彈塑性階段后，節點產生裂縫，出現殘余變形，滯回曲線面積增大，并逐漸彎曲，向位移軸靠攏，且有“捏縮”效應，形狀由原來的梭形向反S形轉化。隨著地震強度的增大，邊節點的剛度、強度和耗能能力隨之退化，滯回環“捏縮”效應更加明顯。

　　l4～6層邊節點破壞程度較輕或基本沒有破壞，節點剛度退化較小，滯回曲線基本上仍為直線。1層邊節點滯回曲線在后期強震作用下向位移軸靠攏更為明顯，滯回環面積最大，“捏縮”效應明顯，2層次之；表明模型1層和2層邊節點是結構受力最大和破壞最為嚴重的節點，在結構設計時應尤為注意。

　　3.3 骨架曲線和延性

　　模型1層和2層節點上下反彎點相對位移較大，相應的破壞較為嚴重，3～5層節點相對位移較小，其相應的破壞程度也較小。各樓層邊節點的初始剛度基本一致，骨架曲線呈現為一條直線，說明此時邊節點處于彈性階段；隨著地震作用造成結構的累積損傷，各樓層的邊節點剛度發生退化，1層和2層邊節點剛度退化較快，骨架曲線出現了下降段，表明模型的1層和2層邊節點已經進入破壞階段，而3～5層邊節點雖然有所損傷，但骨架曲線卻沒有進入下降段，邊節點并未達到承載力極限狀態，這與前面的分析是一致的。

　　延性系數反映了結構或構件的非線性變形能力，是評價結構、構件抗震性能的一個重要因素。本文中采用上下柱反彎點相對位移延性系數來反映邊節點塑性變形能力。延性計算一般使用極限位移Δu與屈服位移Δy來計算，即延性系數μ=Δu/Δy。由于振動臺試驗無法通過試驗儀器及時獲得柱剪力，試驗并未采集到骨架曲線上1層和2層邊節點柱端剪力下降到85%時的試驗數據，因此本文中的延性系數μm的計算采用節點達到最大承載力時對應的上下柱反彎點相對位移Δm和屈服時所對應的位移Δy來計算，即μm=Δm/Δy，其中，屈服時所對應的位移Δy采用通用屈服彎矩法^[15]計算。模型1層和2層邊節點2個方向的延性系數的具體數值如表4所示。

　　1層和2層邊節點柱端延性系數較為接近，2層略好于1層。同時與普通混凝土后澆節點的相關研究進行對比^[16]，可以看出，再生混凝土應用于后澆節點，其抗震性能與普通混凝土后澆節點相近。

　　3.4 剛度退化

　　在地震作用下，邊節點的剛度會不斷退化，由柱剪力和柱端相對位移可以計算出邊節點的折算剛度，即用各工況下的2個方向上剪力絕對值之和除以位移絕對值之和。各樓層邊節點剛度退化趨勢較為接近，且邊節點剛度在試驗初期下降很快，當邊節點出現裂縫時，節點剛度已經很小，在彈塑性階段，邊節點剛度隨位移的增大而緩慢減小。對比1～5層邊節點剛度退化曲線，1層和2層邊節點剛度退化相對較大，這與在整個試驗過程中，下部2層的邊節點破壞程度也相對較大的宏觀現象是一致的。

　　4 邊節點計算分析

　　3～6層邊節點并未達到抗剪承載力極限狀態。采用現行《混凝土結構設計規范》中節點抗剪承載力的計算公式，直接計算再生骨料取代率為100%的再生混凝土后澆節點的抗剪承載力偏于不安全，需要引入再生混凝土界面影響系數η1=0.9，再生混凝土后澆節點的構造仍需要加強。

　　參閱相關文獻^[3]，[4]，為改進和提高后澆再生混凝土節點的抗剪承載力，可以對疊合面進行鑿毛處理，在預制梁、柱端頭設置剪力鍵，增強節點區后澆混凝土與預制梁、柱之間的剪力傳遞，避免新舊混凝土界面處發生受界面影響的開裂或破壞。此外，還可以在預制混凝土結構后澆節點區域采用鋼纖維混凝土，不僅可以減少節點核心區箍筋用量，方便現場施工，還可以提高節點的開裂強度和節點開裂階段的延性和耗能能力，減小節點核心區的剪切變形。

　　5 結 語

　?。?）從試驗結果可以看出，在試驗的后期，遭遇強烈地震時，模型1層和2層邊節點破壞最為嚴重，后澆混凝土邊節點剛度退化迅速，呈現半剛接狀態。在地震作用下，后澆再生混凝土邊節點的破壞與普通混凝土邊節點破壞十分類似，經歷了初裂、通裂、極限和破壞4個階段。值得注意的是，部分后澆邊節點與下柱結合面會產生很寬的水平裂縫，建議工程實際中，對新舊混凝土結合面做打毛處理，或在預制梁柱端頭設置剪力鍵，避免新舊混凝土界面處發生受界面影響的開裂或破壞。

　　（2）各邊節點所受柱水平剪力沿樓層高度方向呈現遞減趨勢；在彈性階段，隨著地震強度的增加，各節點所受水平剪力逐漸增加，當邊節點達到承載力極限狀態后，隨著地震強度的增加，水平剪力反而隨之下降。隨著地震強度的不斷增大，模型各節點的上下柱端反彎點相對位移也隨之增大；在整個試驗過程中，1層和2層節點的上下柱反彎點相對位移最大。

　　（3）在試驗前期，邊節點滯回曲線基本上為直線循環，此時邊節點處于彈性工作狀態；進入彈塑性階段后，滯回曲線面積增大，并逐漸彎曲，向位移軸靠攏，且有“捏縮”效應，形狀由原來的梭形向反S形轉化。隨著地震強度的增大，滯回環“捏縮”效應更加明顯。1層和2層節點是結構受力最大和破壞最為嚴重的節點。

　?。?）各樓層的初始邊節點剛度基本一致，骨架曲線呈現為一條直線；隨著地震作用造成結構的累積損傷，各樓層的邊節點剛度發生退化，1層和2層邊節點剛度退化相對較大，骨架曲線出現了下降段，而3～5層邊節點雖然有所損傷，但并未達到承載力極限狀態，骨架曲線仍未進入下降段。再生混凝土后澆節點延性和普通混凝土后澆節點的抗震性能相接近。

　?。?）各層邊節點剛度退化趨勢較為接近，且節點剛度在試驗初期下降很快，當節點出現裂縫時，節點剛度已經很小，在彈塑性階段，邊節點剛度隨位移的增大而緩慢減小，1層和2層邊節點剛度退化相對較大。

　　參考文獻：

　　[1] 范 力，呂西林，趙 斌.預制混凝土框架結構抗震性能研究綜述[J].結構工程師，2007，23（4）：9097.

　　[2]RESREEPO J I， PARK R，BUCHANAN A H.Design of Connections of Earthquake Resisting Precast Reinforced Concrete Perimeter Frames[J].PCI Journal，1995，40（5）：6880.

　　[3]趙 斌，呂西林，劉海峰.預制高強混凝土結構后澆整體式梁柱組合件抗震性能試驗研究[J].建筑結構學報，2004，25（6）：2228.

　　[4]ZHANG J C，LI N，JI L.Experimental Study on Seismic Behavior of Precast Concrete Structure with Castinsitu Integral Beamcolumn Joint Subassemblage[J].Applied Mechanics and Materials，2011，7178：506509.

　　[5]肖建莊，朱曉暉.再生混凝土框架節點抗震性能研究[J].同濟大學學報：自然科學版，2005，33（4）：436440.

　　[6]BAI G L，LIU C，JIA S W，et al.Study on Seismic Behavior of Recycled Concrete Frame Joints Under Low Cyclic Load[C]//XIAO J Z，ZHANG Y，CHEUNG M S，et al.Proceedings of the 2nd International Conference on Waste Engineering and Management.Shanghai：Curran Associates Inc，2011：638644. 　　[7]XIAO J Z，TAWANA M M，WANG P J.Test on the Seismic Performance of Frame Joints with Precast Recycled Concrete Beams and Columns[C]//XIAO J Z，ZHANG Y，CHEUNG M S，et al.Proceedings of the 2nd International Conference on Waste Engineering and Management.Shanghai：Curran Associates Inc，2011：773786.

　　[8]CORINALDESI V，LETELIER V，MORICONI G.Behaviour of Beamcolumn Joints Made of Recycledaggregate Concrete Under Cyclic Loading[J].Construction and Building Materials，2011，25（4）：18771882.

　　[9]張敏政.地震模擬實驗中相似律應用的若干問題[J].地震工程與工程振動，1997，17（2）：5258.

　　[10]JGJ 55—2011，普通混凝土配合比設計規程[S].

　　[11]GB 50010—2010，混凝土結構設計規范[S].

　　[12]GB 50011—2010，建筑抗震設計規范[S].

　　[13]黃志誠.混凝土后澆框架節點的抗震性能研究[D].南京：東南大學，2005.

　　[14]XIAO J Z，WANG C Q，LI J.et al.，Shaketable Model Tests on Recycled Aggregate Concrete Frame Structure[J].ACI Structural Journal，2012，109（6）：777786.

　　[15]朱伯龍.建筑抗震試驗[M].北京：地震出版社，1989.

　　[16]陳適才，閆維明，李振寶，等.大型預制混凝土梁柱疊合板中節點整體抗震性能試驗研究[J].工程力學，2012，29（2）：135141.

　　[17]肖建莊.再生混凝土[M].北京：中國建筑工業出版社，2008.