劉 航 李 牧 楊學中 韓明杰 田玉基

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

0 引 言

在地震中，傳統(tǒng)現(xiàn)澆鋼筋混凝土結構通過自身開裂、變形耗散地震能量，這導致其在震后產生較大殘余變形和損傷[1-2]，即使實現(xiàn)了“大震不倒”，也很難快速恢復建筑使用功能，震后可修復性較差，維修成本相應較高。

自復位結構作為功能可恢復抗震結構的一種解決方案，是當前重要的研究方向之一[3-5]。20世紀90年代，美日聯(lián)合進行了為期十余年的PRESSS項目研究，提出了采用干式預應力混合連接節(jié)點的裝配式混凝土框架結構體系，具有震后自主復位能力，以該項技術為依托，在美國舊金山建成了一座39層高的公寓建筑[6-9]。新西蘭學者將該項技術進一步改進，并應用到某醫(yī)院建筑中，成功經受住了基督城地震的考驗[10-11]。郭彤等提出了一種腹板摩擦式的自復位預應力裝配式混凝土框架結構，并進行了擬靜力試驗研究[12-13]；呂西林等對端部設置耗能角鋼的自復位鋼筋混凝土框架結構進行了擬靜力試驗[14]。劉航等在預應力自復位裝配式框架節(jié)點中引入了可替換外置耗能鋼筋，試驗結果表明該節(jié)點有較好的自復位能力[15]。總體上，國內對自復位裝配式混凝土結構開展了一系列的研究，但尚未在實際工程中推廣應用。

在上述研究工作的基礎上，通過改進耗能鋼筋的連接構造，提出一種采用新型連接節(jié)點的自復位裝配式混凝土框架結構。該結構的典型梁-柱連接節(jié)點和柱腳-基礎連接節(jié)點構造示意如圖1所示。

a—梁-柱節(jié)點； b—柱腳-基礎節(jié)點。

由圖1a可知：梁-柱連接節(jié)點處，預制框架梁端面與柱側面之間預留10～20 mm的縫隙，澆筑高強水泥基灌漿材料形成接觸面，框架梁端部外包保護鋼板，無黏結預應力筋沿框架梁中和軸通長設置(可集中或分散布置，但其合力作用線應與中和軸重合)，通過施加預應力使預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。在預制梁外側上、下對稱設置耗能鋼筋，耗能鋼筋穿過框架柱內預留的孔道，兩端分別錨固于梁側鋼板上。框架柱內預留孔道采用屈曲約束構造，耗能鋼筋與孔道壁之間無黏結，可滑動。

由圖1b可知：柱腳-基礎連接節(jié)點處，預制框架柱底面與基礎頂面之間預留10～20 mm的縫隙，澆筑高強水泥基灌漿材料形成接觸面，無黏結預應力筋沿預制框架柱中和軸通高設置(可集中或分散布置，但其合力作用線應與中和軸重合)，通過施加預應力使預制框架柱與基礎之間壓緊連接，柱腳外包保護鋼板，柱腳與基礎頂面形成的摩擦面可以承受水平剪力。柱腳外側周邊對稱設置耗能鋼筋，為保證耗能鋼筋易于安裝和更換，對基礎設計了專門的架空構造，耗能鋼筋穿過基礎內預留的豎向孔道，上端錨固于柱腳外側鋼板上，下端錨固于基礎架空部位?；A內預留的孔道也采用屈曲約束構造，保證耗能鋼筋不發(fā)生屈曲破壞。

上述新型節(jié)點連接構造系首次提出，為驗證其抗震性能，設計并制作兩榀單層單跨混凝土框架試驗試件，進行擬靜力試驗研究，對比分析新型自復位裝配式結構與現(xiàn)澆結構的承載力、變形能力和延性性能等。

1 試驗概況

1.1 試件設計與制作

試驗試件的原型結構為抗震設防烈度8度區(qū)的某三層框架結構辦公樓，該結構平面如圖2所示。各層層高均為3.6 m。原型結構為全現(xiàn)澆鋼筋混凝土結構，其框架梁、柱截面及配筋均按現(xiàn)行抗震設計規(guī)范確定?；炷翉姸鹊燃墳镃40，框架梁截面為400 mm×700 mm，框架柱截面為700 mm×700 mm。

圖2 原型結構平面

試件RCF的梁截面尺寸為240 mm×420 mm，柱截面尺寸為420 mm×420 mm，試件配筋見圖3。

a—正立面； b—側立面； c—梁截面配筋； d—柱截面配筋。

試件PCF按與現(xiàn)澆試件RCF等強的設計原則進行設計，其梁、柱截面尺寸與試件RCF相同，其節(jié)點截面受彎承載力M按下式確定。

M=Ms+Mp+MN

(1)

式中：Ms為耗能鋼筋貢獻的受彎承載力；Mp為無黏結預應力筋貢獻的受彎承載力；MN為構件所受軸壓力(不含預應力)貢獻的受彎承載力。

式(1)中，由無黏結預應力筋貢獻的受彎承載力Mp和構件所受軸壓力(不含預應力)貢獻的受彎承載力MN對結構的自復位能力起主要作用，耗能鋼筋貢獻的受彎承載力Ms對結構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高強低松弛無黏結預應力鋼絞線(預應力鋼絞線采用了以中和軸為對稱軸的分散布置方式，確保梁、柱預應力筋能夠合理避讓)。

a—正立面； b—側立面； c—梁截面配筋； d—柱截面配筋； e—梁-柱節(jié)點構造； f—柱腳節(jié)點構造。

該結構自復位能力與耗能能力的比值λ可按式(2)計算。

λ=(Mp+MN)/Ms

(2)

只有當λ>1時，結構才具備自復位能力。進行試件設計時，應先確定λ取值，然后根據(jù)確定的比例關系設計出梁、柱配筋、耗能鋼筋和預應力筋的截面面積。

試驗中通過變化耗能鋼筋的直徑，進行了兩次裝配式框架的試驗研究。第一次試驗的試件編號為PCF-1，對于梁-柱連接節(jié)點，配置了4φ20耗能鋼筋，λ=1.27，對于柱腳-基礎連接節(jié)點，配置了6φ20耗能鋼筋，λ=1.17。第二次試驗的試件編號為PCF-2，對于梁-柱連接節(jié)點，配置了4φ18耗能鋼筋，λ=1.57，對于柱-基礎連接節(jié)點，配置了6φ18耗能鋼筋，λ=1.44。其中，第二次試驗設計時，考慮到經過第一次試驗，試件會出現(xiàn)一定程度的損傷，導致自復位能力降低，因此，加大了λ值。

預制框架梁的梁端和預制框架柱的柱腳均外包10 mm厚鋼板進行加強，用于保護梁端和柱腳在試驗過程中不發(fā)生局部受壓破壞。

試驗試件設計混凝土強度等級為C40。在澆筑混凝土時，預留了同條件養(yǎng)護的標準立方體試塊，試驗時，實測立方體抗壓強度為41 MPa。普通鋼筋采用HRB400級鋼筋，外置耗能鋼筋采用Q345鋼棒，鋼筋的實測力學性能見表1。

表1 鋼筋實測力學性能

1.2 試驗裝置和加載制度

試驗試件的加載裝置如圖5所示。

圖5 試件加載示意

試驗中預應力筋的內力采用穿心式壓力傳感器測試?？蚣芰?、柱內部鋼筋、耗能鋼筋上均粘貼電阻應變片以測試鋼筋應變的變化。

框架柱設計軸壓比為0.18，試驗時每根框架柱先施加630.63 kN的軸向荷載，然后開始施加水平低周反復荷載。水平荷載首先按力進行控制加載，每級荷載100 kN，循環(huán)3次，柱縱筋(對于PCF-1和PCF-2，為耗能鋼筋)屈服后改為按位移控制加載，每級位移增量取屈服位移，每級加載循環(huán)3次。對于RCF，當水平荷載下降到荷載峰值的85%時，停止加載；對于PCF-1和PCF-2，由于荷載一直不下降或下降極為緩慢，以位移角達到1/35作為停止加載的控制點。

2 試驗結果及分析

2.1 試驗加載全過程描述

2.1.1試件RCF

試件RCF首先按水平荷載控制加載。當水平荷載加至300 kN時開裂，初始裂縫出現(xiàn)在框架柱腳部位，為水平裂縫。當水平荷載加至400 kN時，框架梁端受拉區(qū)開始出現(xiàn)豎向裂縫，由于為反復荷載，梁端上、下交替受拉，均出現(xiàn)豎向受彎裂縫。當水平荷載加至500 kN時，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。當水平荷載加至600 kN時，梁上豎向裂縫發(fā)展較快并出現(xiàn)斜向發(fā)展趨勢，柱的上部也開始出現(xiàn)水平裂縫。當水平荷載加至700 kN時，柱腳部位水平裂縫明顯增多，此時，查看應變發(fā)現(xiàn)柱縱筋已屈服。改按位移控制加載后，當水平位移加至12 mm(相當于位移角1/180，下同)時，梁的豎向裂縫明顯發(fā)展，寬度變大，幾乎貫穿整個梁截面高度；柱下部水平裂縫寬度也明顯增大。當水平位移加至24 mm(1/90)時，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柱截面。當水平位移加至36 mm(1/60)時，梁受壓區(qū)混凝土已經接近壓潰，柱腳混凝土也開始局部壓碎。當水平位移加至48 mm(1/45)時，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破壞時柱腳和梁端裂縫分別見圖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?，在試驗加載結束后，試件RCF的裂縫主要集中在梁端和柱腳，框架節(jié)點核心區(qū)也存在一定的裂縫。最終混凝土大幅度剝落，結構發(fā)生嚴重破壞。

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。當水平荷載加至-500 kN時，柱腳-基礎接觸面開始出現(xiàn)開合現(xiàn)象，對應的位移值為-15.8 mm(-1/137)。當水平荷載加至600 kN時，梁-柱接觸面開始出現(xiàn)開合現(xiàn)象，對應的位移值為13.8 mm(1/157)，反向施加600 kN荷載時，位移值達到了-33.8 mm(-1/64)，預制框架柱腳鋼套上邊界處混凝土有細微水平裂縫產生。此時，試件PCF-1的正向水平位移與試件RCF的屈服位移相當,但外置耗能鋼筋尚未屈服。為便于與試件RCF對比，由按水平荷載控制加載改為按位移控制加載。為控制加載位移級差，取試件RCF正向屈服位移12 mm為加載位移級差進行加載。隨著位移的逐級加載，試件的變形主要表現(xiàn)為柱底截面和梁端截面的開合，幾乎無新增裂縫出現(xiàn)，柱腳鋼套上邊界處混凝土裂縫有輕微的發(fā)展。當正向加載位移角達到1/30時，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，此時停止加載，結束試驗。

圖8a、8b分別為試件PCF-1試驗中柱腳-基礎接觸面和梁-柱接觸面在水平荷載作用下開合的現(xiàn)場照片。由圖可知，試件端部接觸面的張開現(xiàn)象明顯。

a—柱腳-基礎接觸面張開； b—梁-柱接觸面張開。

圖9為試件PCF-1的裂縫分布示意?？梢钥闯?，預制框架梁幾乎未出現(xiàn)裂縫，預制框架柱只產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試驗結束后，將梁-柱節(jié)點和柱腳-基礎節(jié)點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，保證每個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程和拆卸下來的耗能鋼筋，可以看出，經歷一次試驗后，耗能鋼筋平直度較好，未發(fā)生屈曲，同時，耗能鋼筋的拆卸和重新安裝的過程較為簡易。

a—更換外置耗能鋼筋； b—拆卸下來的耗能鋼筋。

試件PCF-2首先按水平荷載控制加載。當水平荷載加至300 kN時，梁-柱接觸面出現(xiàn)開合現(xiàn)象，柱腳-基礎接觸面也輕微張開。此時，PCF-2試件的正向位移為14.1 mm(1/153)，與試件PCF-1開始開合時的正向位移基本相當，而同級荷載對應的反向位移為-12.5 mm(-1/173)，與試件RCF的屈服位移相當，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為加載位移級差進行加載。當水平加載位移為26.1 mm(1/83)時，梁-柱接觸面張開角增大。水平加載位移為-24.5 mm(-1/90)時，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，梁-柱接觸面和柱腳-基礎接觸面的鋼板有持續(xù)不斷的擠壓聲。當試件PCF-2的正向和反向加載位移角超過1/30時，停止加載，試驗結束。

圖11為試件PCF-2試驗中柱-基礎接觸面和梁-柱接觸面在水平荷載作用下開合的現(xiàn)場照片，可以看到在第二次擬靜力加載下，構件的接合面仍能正常開合。

a—柱-基礎接觸面張開； b—梁-柱接觸面張開。

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，整個試驗過程中基本未出現(xiàn)新裂縫。說明在第二次加載試驗中，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

試件RCF，PCF-1和PCF-2的水平荷載-位移滯回曲線見圖13。可知，試件RCF的滯回環(huán)相對較為飽滿，滯回環(huán)所包圍面積較大，耗能能力較強，但是荷載卸除后，殘余變形也很大，結構主要是通過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試驗過程中幾乎沒有下降，結構的變形能力和延性較試件RCF有明顯提高。當試驗結束，荷載卸除后，試件的殘余變形很小，表現(xiàn)出明顯的自復位特征。

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。同時，試件PCF-2的變形能力和延性仍較好，當試驗結束，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)出一定的自復位特征。

2.3 水平荷載-位移骨架曲線

圖14為3個試件的水平荷載-位移骨架曲線對比。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過程中預緊不足，試驗過程中未達到屈服，其所提供的受彎承載力較低所導致的；同時，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，經過第一次試驗，試件已經產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36 mm(1/60)時，承載力開始下降，骨架曲線有明顯的下降段，相比之下，試件PCF-1和PCF-2在層間位移角達到1/30時，承載力幾乎沒有下降或僅表現(xiàn)出輕微的下降趨勢，表現(xiàn)出更好的延性。

圖14 荷載-位移骨架曲線

此外，在加載初期，試件PCF-1的骨架曲線與試件RCF基本重合，兩者彈性抗側剛度較為接近，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)點處存在后灌漿層，結構初始狀態(tài)接近整截面工作狀態(tài)，因此初始剛度與現(xiàn)澆結構相近。而經過第一次試驗后，節(jié)點已經發(fā)生開合，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應力筋提供，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)澆結構的初始剛度。

各試件的主要受力性能指標見表2。其中，試件PCF-1和PCF-2在整個試驗過程中較晚出現(xiàn)裂縫，且裂縫很少，為便于對比，列出了構件接觸面發(fā)生初始開合時對應的荷載和位移進行比較。由表2可知，試件PCF-1的初始開裂荷載顯著高于試件RCF的開裂荷載，這主要是由于試件PCF-1柱內施加了預應力，柱截面初始平均壓應力更高所導致的，試件PCF-2在整個試驗過程中未出現(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試件RCF，這表明自復位試件在出現(xiàn)開合后，其抗側剛度將顯著降低。試件PCF-2的屈服荷載較試件PCF-1下降了24.6%，屈服位移也相應減少了22.1%，表明兩者在屈服時的抗側剛度相差不大。

表2 各試件主要試驗結果

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%，其減少所帶來的承載力下降比例約為8.7%，因此，第一次試驗產生的損傷引起的承載力下降約為2.8%。

總體來看，試驗的自復位裝配式結構經過第一次試驗后，預制構件自身的損傷較為輕微，主要表現(xiàn)為連接節(jié)點處的開合，這將導致后灌漿層退出工作，其對承載力的影響較小，但是對彈性抗側剛度的影響較大。

水平加載結束后，仍然保持豎向荷載，通過位移計測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，對應的層間位移角約為1/86，相比之下，試件PCF-1的殘余變形減少了84.9%，對應的層間位移角約為1/568，小于框架結構1/550的彈性層間位移角限值，表明構件仍處于彈性狀態(tài)，可以很好地實現(xiàn)自復位功能。試件PCF-2的殘余變形較試件RCF減少了37.1%，對應的層間位移角約為1/137，高于試件PCF-1，說明裝配式試件在經受一次試驗加載后，自復位能力有所降低，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-位移曲線如圖15所示。圖中縱坐標為各級加載的割線剛度與初始彈性剛度之比，橫坐標為水平位移。可以看出，在加載初期，試件PCF-1和試件RCF的剛度退化速率較為接近，當水平位移超過開合位移時，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件交接面打開后，后灌漿層迅速退出工作所導致的；對于試件PCF-2，其剛度退化速率呈現(xiàn)為先快后慢的趨勢，這主要是由于其初始剛度較低，相對變化幅度較小所導致的。

圖15 試件退化剛度曲線

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過程中的損傷較為輕微，耗能能力主要來源于耗能鋼筋的變形，而試件PCF-1的耗能鋼筋大部分未進入屈服，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50 mm時，變化也較小，但當位移進一步增大時，其等效黏滯阻尼系數(shù)出現(xiàn)明顯的上升趨勢，這表明其耗能鋼筋開始進入屈服，耗能能力明顯增強。

圖16 等效黏滯阻尼系數(shù)

2.6 預應力筋內力

試驗采用穿心式壓力傳感器量測了預應力筋的內力變化情況。圖 17和圖 18分別為試件PCF-1和PCF-2預制框架柱和預制框架梁內單根預應力筋內力值隨加載位移的變化曲線。

a—柱預應力筋； b—梁預應力筋。

a—柱預應力筋； b—梁預應力筋。

由圖可知：試件PCF-1和PCF-2的梁、柱預應力筋內力基本上與加載位移成正比，當水平位移接近原點時，預應力筋內力也基本上回復到初始張拉力值，表明在整個試驗加載過程中，預應力筋均處于彈性工作范圍內，為PCF-1和PCF-2試件提供了自復位能力。從預應力筋極限內力增量上看，試件PCF-1柱預應力筋的極限內力增量約為40.2 kN，梁預應力筋的極限內力增量約為65.2 kN，試件PCF-2中柱預應力筋的極限內力增量約為78.9 kN，梁預應力筋的極限內力增量約為68.6 kN。試件PCF-2的預應力筋極限內力增量總體上高于試件PCF-1，這主要是由于前者試驗加載極限位移更大所導致的。

2.7 耗能鋼筋應變

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變隨加載位移變化的變化曲線。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的耗能鋼筋應變相對較小，耗能鋼筋在整個試驗中基本未屈服，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的耗能鋼筋應變較大，基本達到屈服，提供的耗能能力較大。另外，柱腳耗能鋼筋的受拉應變明顯高于受壓應變，這主要是因為：柱腳耗能鋼筋主要用于限制接合接觸面的張開趨勢，當接觸面重新閉合時，構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較小。

3 結 論

提出了采用新型連接節(jié)點構造的自復位裝配式混凝土框架結構，并進行了單層單跨結構試件的擬靜力對比試驗研究，主要得到如下結論：

1)采用新型連接節(jié)點的框架試件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，自復位效果顯著，同時，耗能鋼筋設置于基礎或框架柱預留孔道中，在整個試驗過程中未發(fā)生屈曲失穩(wěn)破壞，且拆卸更換簡便快捷。

2)通過二次試驗的方式，對該新型連接框架結構的震后性能進行了試驗驗證。結果表明，該自復位裝配式框架結構經過最大1/30層間位移角的擬靜力試驗后，結構構件損傷較為輕微，二次試驗承載力較一次試驗下降幅度較小。但由于一次試驗中構件端面出現(xiàn)開合，后灌漿層退出工作，導致二次試驗中結構初始剛度下降較大。

3)該新型結構的震后修復方法，不僅應考慮對耗能鋼筋進行更換，還應采取措施修復后灌漿層，從而提高結構的彈性抗側剛度。該連接節(jié)點施工組裝時，應確保耗能鋼筋有較高的預緊度，使其在地震作用下充分發(fā)揮作用，提高結構承載能力和耗能能力。

綜上，提出的采用新型連接節(jié)點的自復位裝配式混凝土框架具有較好的延性和自復位能力。實際應用時，應進一步優(yōu)化并加強對構件端部開合節(jié)點區(qū)域的保護，使之在地震作用下構件端部不會因反復開合發(fā)生嚴重損傷，確保結構功能的快速恢復。