足尺裝配式混凝土異形柱框架結構抗震性能試驗研究

倪韋斌，王少杰，喬德浩，呂緒亮，周滿，趙立濱

（1.山東農業(yè)大學水利土木工程學院，山東泰安，271018；2.山東明睿達新技術研究院有限公司，山東濟南，250101；3.中南大學土木工程學院，湖南長沙，410083）

異形柱結構柱楞在室內不突出、美觀適用，能獲得較好的建筑功能并減輕結構自身重力[1]；裝配式建筑是我國建筑業(yè)發(fā)展的重要方向之一[2-3]，以混凝土結構為例，可通過工廠預制大幅減少現(xiàn)場濕作業(yè)，具有節(jié)能環(huán)保、現(xiàn)場裝配、建造高效等特點，已得到廣泛應用。新民居建設利于提升農村居民居住和生活質量，是實施鄉(xiāng)村振興國家戰(zhàn)略的重要組成部分，采用裝配式混凝土異形柱框架結構建設新民居易被接收和推廣[4]。然而，由于JGJ 149—2017“混凝土異形柱結構技術規(guī)程”[5]尚沒有關于裝配式混凝土異形柱框架結構抗震設計的有關規(guī)定，加之異形柱截面的特殊性，因此，以新民居的研發(fā)與示范建設為背景開展裝配式混凝土異形柱框架結構的抗震性能研究十分必要。

關于T型、L型及十字型等異形柱構件與節(jié)點的靜力與抗震性能已取得諸多成果[6-12]，如王欣等[13]對采用灌漿套筒和直螺紋套筒2種連接方式的裝配式異形柱節(jié)點抗震性能開展了擬靜力試驗；韓明杰等[14-15]針對漿錨連接預制裝配式異形柱框架梁柱節(jié)點的抗震性能開展了試驗與數(shù)值研究。在異形柱框架結構體系的抗震性能研究領域，大多以現(xiàn)澆鋼筋混凝土結構[16-17]、型鋼混凝土異形柱框架結構[18-20]等為主，而針對裝配式混凝土異形柱框架結構的抗震性能研究成果較少。

為此，本文作者以真實工程為背景，設計并制作二層二跨裝配式混凝土異形柱框架結構足尺模型，對其進行低周往復荷載試驗并開展靜力彈塑性分析簡化方法研究，旨在為裝配式混凝土異形柱框架結構的推廣尤其是在新民居體系中的應用提供參考依據(jù)和方法支持。

1 試驗概況

1.1 模型設計與拆分

以裝配式新民居的研發(fā)與示范工程建設為背景，選取進深方向二層二跨足尺單榀框架開展低周往復荷載試驗，研究裝配式混凝土異形柱框架結構的抗震性能。模型設計與拆分方案如圖1所示。進深方向上部結構長7.1 m（左右兩跨凈跨分別為3.7 m和2.0 m），兩端和中間分別為T型和I型截面柱。在加載方向，其截面高度分別為500 mm和400 mm，肢厚為200 mm，端部T 型柱翼緣寬為600 mm；一、二層層高分別為3.26 m 和3.00 m，框架梁高均為400 mm。模型采用“漿錨連接+節(jié)點后澆”方案，分層拆分包括T 型截面柱4 根（C-ST1，C-NT1，C-ST2 和C-NT2）、I 型截面柱2根（C-MI1和C-MI2）及梁2根，共8個預制構件。梁柱截面配筋如圖2所示，縱筋均采用HRB400、箍筋為HPB300，預制構件混凝土強度等級為C30，節(jié)點采用C35強度等級的細石混凝土。下側墊梁長為9.0 m，截面長×寬為800 mm×450 mm，預留出筋長度為700 mm（預留鋼筋直徑的35倍）。

圖1 模型設計與拆分Fig.1 Design and separation of specimen

1.2 構件預制與模型裝配

框架梁、框架柱均在天齊明達裝配式建筑產業(yè)園預制，預制柱鋼筋籠下端綁扎700 mm長金屬波紋管作為漿錨連接搭接孔道，澆筑混凝土前在各預制構件內按圖2所示方案預埋應變測點；構件采用室內灑水自然養(yǎng)護28 d 后，吊裝轉運至結構試驗大廳與同期預制的墊梁裝配成整體。圖3所示為二層二跨裝配式混凝土異形柱框架結構的裝配流程，首先將一層預制T型和I型截面柱裝配至墊梁上，并采用斜撐調直固定后對柱根部區(qū)域封邊，待封邊24 h 即封邊料滿足強度要求時，采用壓力注漿注入水泥基灌漿料，待各預留注漿孔都均勻流出注漿料并完成封堵，待一層注漿24 h 時吊裝一層框架梁，節(jié)點區(qū)采用C35細石混凝土澆筑；之后，按照與一層裝配相同的方法裝配二層預制柱、預制梁。裝配完成后的模型如圖3（c）所示，待節(jié)點區(qū)后澆混凝土回彈與同條件留樣強度均達到C35后進行加載。

圖3 模型裝配Fig.3 Assembly of model

1.3 試驗加載與數(shù)據(jù)采集

在一、二層框架梁對應高度處分別采用MTS加載系統(tǒng)控制作動器按倒三角形施加低周往復荷載[21]，開裂前采用力控制、開裂后采用位移控制，加載制度如圖4所示。具體而言，開裂前以二層作動器為基準，水平出力以10 kN為第1加載步和級差加載至試件開裂；然后，將開裂位移取整（10 mm）并按其整數(shù)倍進行位移控制加載，每級循環(huán)3次，至試件承載力下降至峰值荷載的85%時結束加載。加載前，通過水平拉桿和剛性夾板將模型與MTS 作動器緊固；墊梁豎向通過剛性壓梁、長螺桿與反力墻臺座緊固，水平向通過在墊梁兩端設置螺旋千斤頂止推限位，以保證加載全過程模型不翹起、不滑移。

圖4 加載制度Fig.4 Loading system

加載期間主要采集抗側承載力、側向變形、鋼筋與混凝土的應變、裂縫演化等，其中MTS 作動器可全程自行采集出力與變形信息。如圖1所示，通過沿框架高度方向布置的位移傳感器采集框架側向變形；在梁柱節(jié)點區(qū)、漿錨連接區(qū)對應縱筋、箍筋及混凝土構件的表面布置大量應變測點，部分應變測點布置位置如圖2所示。應變與位移傳感器的數(shù)據(jù)通過UT8516動靜態(tài)應變采集分析系統(tǒng)同步采集。安排多人分區(qū)全程觀察并記錄試驗現(xiàn)象，主要包括裂縫出現(xiàn)、發(fā)展情況及混凝土壓碎、節(jié)點區(qū)出鉸信息等，縫寬通過ZBL-F103裂縫寬度觀測儀測試。

圖2 配筋與測點預埋Fig.2 Reinforcement and embedding of measuring points

2 試驗現(xiàn)象與失效狀態(tài)

2.1 試驗現(xiàn)象

由于加載試件為二層二跨足尺模型，為清晰描述試驗現(xiàn)象，定義各層層間位移角θi，即

式中：i為樓層號，i=1或2；Δi為第i層層間位移；Hi為第i層層高。H1對應一層加載點中心至墊梁頂?shù)母叨?，H2取兩作動器對應加載點形心之間的距離，分別為3.06 m 和3.00 m。試驗現(xiàn)象如圖5所示。

圖5 試驗現(xiàn)象Fig.5 Experimental phenomenon

在試驗伊始力加載階段，當θ2=1/696時，在節(jié)點M-J2 下側，即二層柱C-MI2 頂部結合面處出現(xiàn)首條水平接縫裂縫；隨后，在節(jié)點S-J1與梁B-SB1端部結合面處出現(xiàn)豎向接縫裂縫，裂縫由梁底向梁頂發(fā)展。當θ1=1/424 時，在一層柱C-NT1 的柱腳漿錨灌漿口處出現(xiàn)首條構件裂縫，呈水平走向，縫寬0.16 mm，此后，由力加載階段轉為位移加載階段。

位移加載階段，當θ2=1/300 時，節(jié)點M-J2 下側水平接縫裂縫貫通；當θ1=1/151時，二層梁兩端出現(xiàn)豎向拼接裂縫，一層各柱在距離墊梁頂部1.2 m 高度范圍內，各柱出現(xiàn)數(shù)條水平貫通裂縫。當θ1=1/101時，梁體各端部區(qū)域數(shù)條豎向裂縫顯現(xiàn)（見圖5），裂縫最寬處為0.3 mm；同時，節(jié)點M-J1和M-J2 內部裂縫持續(xù)發(fā)育，節(jié)點區(qū)呈現(xiàn)為“X”型交叉裂縫；當θ1=1/86 時，一層各柱根部區(qū)域對應裂縫持續(xù)延伸，水平裂縫貫通整個柱身，伴隨側向位移不斷增加，裂縫數(shù)量沒有明顯增多，但裂縫變長、變寬；當θ2=1/50 時，中部十字節(jié)點M-J1 與下部柱C-MI1 頂部水平結合面處出現(xiàn)混凝土壓碎現(xiàn)象，之后，依次在節(jié)點M-J2 下部柱CMI2頂部及一、二層梁的兩端部區(qū)域開始出現(xiàn)混凝土剝落現(xiàn)象；當θ1=1/38時，節(jié)點M-J1內部混凝土已呈較為嚴重的剝落，內側箍筋外露；一、二層梁端部混凝土壓碎現(xiàn)象繼續(xù)發(fā)展，一層柱腳區(qū)域混凝土亦開始被壓碎；當θ1=1/27時，節(jié)點M-J1破壞至呈通透狀態(tài)，清晰可見節(jié)點區(qū)內部的縱筋外露、箍筋屈服；一層、二層梁端部塑性鉸形成，一層T型柱根部混凝土壓碎現(xiàn)象內側重于外側，中間I型柱破壞相對較輕，至終止加載時其柱腳區(qū)兩側混凝土方被壓碎，試驗結束。

2.2 失效破壞狀態(tài)

圖6所示為試驗模型對應塑性鉸出鉸順序與位置，整體破壞以梁鉸破壞機制為主，符合“強柱弱梁”抗震設計理念，呈延性破壞。圖7所示為各節(jié)點區(qū)的失效破壞狀態(tài)與“拉-壓綜合塑性鉸”物理長度[22]。

圖6 塑性鉸出鉸順序與位置Fig.6 Sequence and position of plastic hinges

從圖7可知：中間節(jié)點M-J1 和M-J2 為推拉復合受力區(qū)，呈“X”型剪切裂縫破壞特征，對應梁端塑性鉸平均長度分別為63 mm 和49 mm；一、二層梁體外圍端部節(jié)點對應梁端彎曲破壞，對應塑性鉸長度分別為200 mm 和220 mm，分別包括節(jié)點S-J1，N-J1，S-J2和N-J2；一層柱根部區(qū)域表現(xiàn)為柱腳混凝土壓碎破壞，其中外圍T型柱（C-NT和C-ST）壓碎比中部I 型柱（C-MI）壓碎的早，平均塑性鉸長度為154 mm。

圖7 節(jié)點失效狀態(tài)與塑性鉸長度Fig.7 Failure states of joints and length of plastic hinges

3 試驗結果與分析

3.1 滯回曲線

采用雙作動器按倒三角形規(guī)則對模型進行低周往復試驗加載，不僅可以直接得到圖8（a）和（b）所示各層對應的滯回曲線，而且可以依據(jù)合力矩定理得到兩加載點對應的合力大小與作用位置，并依據(jù)線性內插法求得合力點處的側向變形，從而可得到圖8（c）所示整體模型的荷載-變形滯回曲線。

從圖8（a）可知：一層滯回曲線整體呈“Z”形且存在滑移段，對稱性相對較差，同種側向變形對應的抗側承載力正向外推顯著大于負向內收，負向無明顯下降段；與一層不同，圖8（b）所示為二層滯回曲線整體呈“弓”形且對稱性較好，中間捏攏與M-J2 等節(jié)點剪切變形試驗現(xiàn)象相符，正負向均存在顯著下降段，但同種側向變形對應的正向抗側承載力小于負向抗側承載力，與一層呈互補之勢，這也是雙作動器同步加載的優(yōu)勢，能使模型在低周往復加載過程中的內力重分布得到體現(xiàn)。從圖8（c）可知：整體模型的滯回曲線對稱性較好，呈反“S”型，相同側移對應的正向外推抗側力大于負向內收抗側力，以峰值荷載為例，正向較負向大15.2%；伴隨側移增加，剛度退化均勻且緩慢，曲線雙向均具有明顯下降段，且屈服后同級側移重復加載剛度和承載力下降不明顯；存在輕微滑移現(xiàn)象，與裝配式結構梁端與后澆區(qū)存在連接界面有關。

圖8 滯回曲線Fig.8 Hysteresis curves

3.2 骨架曲線

圖9（a）和（b）所示分別為試驗模型各層及整體對應的骨架曲線，其中，P為試件加載端出力，Pcr為試件開裂荷載，Py為試件屈服荷載，Pp為試件峰值荷載，Pu為極限荷載。從圖9（a）可知：二層初始剛度比一層的大，二層先達到峰值荷載，對應層間位移角平均值為1/64，之后承載力下降，剛度降低；與此同時，一層承載力隨側移增加而增大，外推至層間位移角為1/36 時達到峰值荷載，內收階段至試驗結束未出現(xiàn)下降段。由圖9（b）可知：整體模型對應的骨架曲線對稱性較好，可被開裂荷載、峰值荷載分為3個受力階段，開裂前近似呈直線，結構處于彈性階段；之后，伴隨側移增加承載力持續(xù)增大，但曲線斜率變小，抗側剛度降低，達到峰值荷載后伴隨側移增加，承載力下降較為緩慢，峰后具有較強變形能力。待塑性鉸充分發(fā)展、承載力下降至峰值荷載平均值85%以下時，終止試驗。

圖9 骨架曲線Fig.9 Skeleton curves

3.3 延性與變形

開裂點依據(jù)試驗現(xiàn)象確定，峰值點依據(jù)圖9所示骨架曲線確定，失效破壞點取下降至峰值荷載85%對應的位置，屈服點則依據(jù)幾何作圖法[23]確定，可得到表1所示各特征點對應的承載力、變形及層間位移角。從表1可知：一、二層層間開裂位移角θcr分別為1/424 和1/691，一層滿足JGJ 149—2017“混凝土異形柱結構技術規(guī)程”[5]規(guī)定的異形柱框架結構彈性層間位移角限值1/550，二層則小于規(guī)范限值，表明二層過早開裂。究其原因是裝配式異形柱框架結構在構件拼接處過早開裂及一榀平面框架試驗時未考慮樓板、內外墻板對側向剛度的貢獻作用。就極限位移角θu而言，一、二層對應實測值分別為1/25 和1/48，均大于JGJ 149—2017[5]中限值1/50，驗證了該二層二跨裝配式異形柱框架結構滿足“大震不倒”抗震設防要求。

結構的延性通過延性系數(shù)μ即極限變形Δu與屈服變形Δy之比表征。由表1和圖9（b）可知：試驗模型一層、二層及整體結構對應的延性系數(shù)分別為2.23，4.57 和4.83，除一層外，其余樓層延性系數(shù)均較大，滿足延性框架要求；一層延性系數(shù)雖較小，但極限變形能力顯著比二層的強，至終止試驗時內收方向仍未進入峰后下降段，延性系數(shù)小，這是屈服變形過大所致。總體而言，該模型各層及整體均具有較強的承載變形能力。

表1 特征值提取Table 1 Extraction of characteristic values

3.4 承載力退化

依據(jù)JGJ/T 101—2015“建筑抗震試驗規(guī)程”[21]提供的方法通過式（2）計算承載力退化系數(shù)λi，其值越大，說明結構抗震承載穩(wěn)定性越好。

式中：λi為第i次循環(huán)對應的承載力退化系數(shù)；Fji和Fji-1分別為第j次加載時，第i次和第i-1次循環(huán)峰值點對應的荷載。

圖10所示為試件各層及整體在各加載步對應的承載力退化系數(shù)。從圖10可知：當一層正向外推加載時，伴隨側移增加，承載力退化系數(shù)整體呈減小趨勢，負向未見明顯退化，與圖8（a）所示滯回曲線特征相吻合；對于二層及整體模型對應的承載力退化系數(shù)，正負向對稱性較好且退化不顯著，最小值為0.937，該二層二跨裝配式異形柱框架結構具有較強的承載穩(wěn)定性。

圖10 承載力退化系數(shù)Fig.10 Degradation coefficients of bearing capacity

3.5 剛度退化

采用同一級幅值加載下的環(huán)比剛度表示試件剛度退化規(guī)律，計算公式為

式中：Ki為試件第j級幅值加載下的環(huán)比剛度；Fji為試件第j級加載時，第i次循環(huán)峰值點的荷載；δj為試件第j級加載下對應的位移幅值；n為同一級位移值加載的循環(huán)次數(shù)，力和位移加載階段n分別等于1和3。

圖11所示為試件各層及整體結構對應的退化曲線。從圖11可知：隨著加載幅值增加，試件不斷損傷，剛度逐漸下降，以試件開裂為界呈先快后慢退化規(guī)律；同級加載先外推后內收，故正向剛度均大于負向剛度；至加載后期，試件各層及整體剛度退化緩慢且趨于穩(wěn)定，一層有效剩余剛度比二層的大，該裝配式框架延性較好。

圖11 剛度退化曲線Fig.11 Curves of stiffness degradation

3.6 耗能能力

耗能能力是評價結構抗震性能的重要指標之一，依據(jù)各循環(huán)加載階段荷載-位移滯回曲線所包圍的面積，通過能量耗散系數(shù)E和等效黏滯阻尼系數(shù)ξeq

[21]定量評價試驗模型各層及整體結構的耗能，如圖12所示，耗能越大，說明抗震耗能性能越好。從圖12可知：E和ξeq變化趨勢相同，均伴隨側移增加而增加；以屈服為界呈兩階段特征，屈服前E和ξeq在低位微幅波動，之后大致呈線性增大；極限荷載以后，試件一層、二層和整體結構對應的ξeq分別為0.146，0.120 和0.137，均滿足普通混凝土框架結構黏滯阻尼系數(shù)大于0.100的要求，表現(xiàn)出結構具有較強的抗震耗能能力。

圖12 E和ξeq變化趨勢Fig.12 Variance tendency of E and ξeq

3.7 漿錨連接區(qū)受力分析

由圖1可知，試驗模型豎向構件采用漿錨連接，這里選取代表性測點開展受力分析。圖13（a）所示為T型柱漿錨連接區(qū)預制柱內部縱筋與搭接波紋管內部縱筋在同一高度處（中部）的荷載-應變關系曲線。從圖13（a）可看出二者在加載全過程受力協(xié)調、變形一致。圖13（b）和（c）所示分別為一、二層I型預制柱內與搭接波紋管內的縱筋在同一高度處（上部注/出漿口）的荷載-應變關系曲線，其中注漿飽滿的圖13（c）中二者縱筋應變近似相等、變化趨勢相同，而由圖13（b）中可知因注漿封堵時漿料回流，頂部注漿口高度處灌漿不密實對應的波紋管內部縱筋應變近似為0。綜上可知，漿錨連接區(qū)在灌漿質量得到保證的情況下，預制柱內縱筋與搭接波紋管內縱筋對應的受力一致，可全程有效傳遞荷載；同時，要注意封堵注漿口時漿液短時回流所導致的有效搭接長度縮短問題，宜通過及時補漿等手段保證漿錨搭接區(qū)的有效長度。

圖13 漿錨連接區(qū)受力分析（代表測點）Fig.13 Force analysis of slurry anchor connection area（representative of measurement points）

4 基于等效代換的靜力彈塑性分析

4.1 異形柱等效代換

由于異形柱框架結構配筋較為復雜，在進行靜力彈塑性分析時，截面配筋等信息難以直接輸入至當前普遍應用的設計分析軟件中。本文基于截面和雙向彎曲慣性矩等效原則，將混凝土異形柱原位等效代換為矩形柱[24]，并利用SAP2000程序提供的截面特性修正功能進一步修正等效后矩形截面的橫截（軸向）面積、2 個方向的抗剪面積以及扭轉常數(shù)等，進行混凝土異形柱框架結構的等效代換與靜力彈塑性分析。

4.1.1 等效代換公式

假設任意截面異形柱的截面積A是由m個有限的規(guī)則單元面積Ai組成，X和Y兩坐標軸正交點位于異形柱截面的形心處。設Ix和Iy分別為異形柱繞X和Y軸的彎曲慣性矩，bcx和bcy分別為規(guī)則矩形單元在X和Y軸上的截面邊長，對應的彎曲慣性矩分別為Ix,i和Iy,i，且形心與X和Y軸的間距分別為dx,i和dy,i。

聯(lián)立式（4）～（6），可求解出任意截面異形柱的等效代換矩形截面邊長的解析計算表達式，即

將本文試驗模型T型截面異形柱的截面參數(shù)代入式（7）和式（8），可分別求得代換矩形截面的邊長分別為：bcx=503 mm，bcy=472 mm。為保證等效矩形截面柱對應的拉壓區(qū)配筋率相等，可根據(jù)異形柱截面各受拉區(qū)的實配縱筋代換矩形截面相應部位的計算配筋。

4.1.2 截面特性修正系數(shù)

為獲得高質量的等效代換模型，采用截面特性修正系數(shù)（異形柱截面特性與修正后的矩形柱截面特性之比）進行修正，修正系數(shù)根據(jù)SAP2000 分析原理手冊計算。由上述等效代換原則可知，圍繞X和Y軸的慣性矩修正系數(shù)為1；異形柱與矩形柱的質量、自身重力不變，因此，質量與自身重力修正系數(shù)亦為1；橫截（軸向）面積和扭轉常數(shù)修正系數(shù)分別為0.758和0.315；加載與垂直于加載方向對應抗剪面積修正系數(shù)均為0.505。

4.2 分析模型建立

通過將T 型柱等效代換為矩形截面柱，在SAP2000 分析平臺建立模型開展靜力彈塑性分析。除等效代換外，材料性能、截面配筋等其他建模參數(shù)與試驗模型相同；在進行推覆分析時，考慮結構自重影響，對柱底節(jié)點施加固結約束。塑性鉸通過自定義鉸屬性設置，對于框架梁單元，考慮由彎矩屈服產生的塑性鉸，即采用彎矩鉸（M鉸）；對于框架柱，考慮軸力與雙向彎矩相互作用產生的塑性鉸即軸力彎矩鉸（P-M-M鉸）。塑性鉸長度依據(jù)圖7所示試驗結果實測確定，并取混凝土受拉開裂區(qū)和受壓破碎區(qū)的平均長度，然后，根據(jù)SAP2000 規(guī)定的鉸屬性定義方法在建模時設置。模型確認無誤后，通過Pushover 對異形柱框架開展靜力彈塑性分析。

4.3 模型驗證與分析

本文開展靜力彈塑性分析的目的是：基于等效代換思想為等同現(xiàn)澆裝配式混凝土異形柱框架結構的靜力彈塑性分析提供可靠的簡便分析模型；因物理試驗為足尺試驗，二層新民居試驗原型對應的軸壓比較?。稀⒈眱蓚萒型柱及中間I型柱對應軸壓比分別為0.14，0.12 和0.31），加之受加載條件限制，在試驗時未考慮軸壓比影響，故通過驗證后的數(shù)值模型分析軸壓比的影響。

4.3.1 抗力曲線

圖14所示為基于模擬得到的模型頂點側移-基底剪力抗力曲線。從圖14可知：因模擬采用的加載制度與試驗不同；屈服前，推覆分析所得抗側剛度明顯大于試驗值，這與低周往復加載所致?lián)p傷累積有關；屈服后，模擬所得抗力曲線呈現(xiàn)平緩的下降段，最終模擬所得極限荷載、破壞荷載與實測結果相比誤差分別為33.37 kN 和28.36 kN。考慮柱頂軸壓荷載時，極限荷載提高17.49%，極限變形能力下降，抗力曲線整體外包無軸壓工況。

圖14 模擬所得抗力曲線Fig.14 Simulated resistance curves

4.3.2 層間位移角

基于圖14所示抗力曲線，根據(jù)彈性階段結束點對應變形確定開裂位移模擬值為8.13 mm（實測值為7.22 mm），根據(jù)結構破壞荷載對應變形確定模型各層極限位移。經分析可知，在與試驗工況等同的無軸壓工況下，其一、二層極限位移分別為107.79 mm 和111.28 mm，對應層間極限位移角分別為1/28.4 和1/27.0；考慮軸壓后，對應模型的開裂位移提前至5.68 mm，各層極限位移角分別降至1/32.7 和1/30.0。綜上可知，因未考慮三板體系，加之結構為裝配式，故模型與試驗試件均存在過早開裂現(xiàn)象；而極限位移角均可滿足規(guī)范限值，模擬結果與表1所示試驗結果整體吻合較好。

4.3.3 塑性鉸

圖15所示為基于等效代換的靜力彈塑性分析所得塑性鉸發(fā)展情況。由圖15（a）可知：在推覆過程中，2種模擬工況的塑性鉸均率先產生于一層加載點梁端，呈梁鉸失效特征；之后，一層梁鉸繼續(xù)開展，二層梁鉸出現(xiàn)，中間十字節(jié)點的柱鉸與梁鉸先后產生，最后底層柱腳縱筋屈服并產生塑性鉸，整體呈“梁柱鉸混合屈服機制”破壞模式，如圖15（b）和（c）所示。因推覆分析無法考慮往復加載所致?lián)p傷累積，故在十字節(jié)點復合受力區(qū)塑性鉸開展順序與圖6所示結果有一定差異，但最終失效破壞狀態(tài)與試驗結果吻合較好。

圖15 塑性鉸發(fā)展（靜力彈塑性分析）Fig.15 Development of plastic hinges（static elastoplastic analysis）

綜上可知，基于等效代換的靜力彈塑性分析方法所得到的抗力曲線、層間位移角、塑性鉸等與試驗結果吻合較好，特別是在抗震設計控制性指標方面吻合度更高，其作為一種簡化分析方法用于等同現(xiàn)澆裝配式混凝土異形柱框架結構的抗震性能分析是可行的。

5 結論

1）“漿錨連接+節(jié)點后澆”方案用于裝配式混凝土異形柱框架結構安全可靠；試驗模型呈“梁鉸”失效破壞特征，梁端裂縫發(fā)展范圍約為跨度的1/3，符合“強柱弱梁”破壞特征；中間十字節(jié)點呈“X”型剪切裂縫，局部損壞較為嚴重，宜通過增設斜筋、采用高延性混凝土等措施改善。

2）試驗模型具有較強的承載變形與耗能能力，滿足延性框架要求；具有較強的承載穩(wěn)定性，剛度退化呈先快后慢且趨穩(wěn)之勢；因構件裝配存在拼接縫且未考慮樓板及內外墻板對側向剛度的貢獻，二層層間開裂位移角為1/691，較現(xiàn)澆混凝土異形柱框架結構的規(guī)范限值1/550略小；就極限位移角而言，各層均大于規(guī)范限值1/50，滿足“大震不倒”抗震設防要求。

3）通過將混凝土異形柱原位等效為矩形柱，在SAP2000 平臺實現(xiàn)了基于等同現(xiàn)澆設計理念的裝配式混凝土異形柱框架結構的靜力彈塑性分析，所得模擬結果與試驗結果吻合較好，為開展同類結構的推覆分析提供了便捷、可靠手段?？紤]軸壓影響后，極限荷載略有提高，極限變形能力降低，但極限位移角仍滿足規(guī)范限值。