不同柱腳連接的自復(fù)位鋼梁框架抗震性能試驗(yàn)

沈培文，楊 溥,2，洪基豪，楊熠明

(1.重慶大學(xué) 土木工程學(xué)院，重慶400045；2.山地城鎮(zhèn)建設(shè)與新技術(shù)教育部重點(diǎn)實(shí)驗(yàn)室(重慶大學(xué))，重慶400045)

傳統(tǒng)的建筑抗震設(shè)計(jì)基于“小震不壞、中震可修、大震不倒”的設(shè)防目標(biāo).然而地震時(shí)，特別是罕遇地震，由于構(gòu)件的破壞及較大的層間位移導(dǎo)致結(jié)構(gòu)塑性變形過(guò)大，以至難于修復(fù).為此，國(guó)內(nèi)外學(xué)者開(kāi)始研究一種可恢復(fù)功能結(jié)構(gòu)，使結(jié)構(gòu)在地震后能最快恢復(fù)其正常使用功能，這樣建筑不僅能夠在地震中保護(hù)人們的生命財(cái)產(chǎn)安全，在地震后也能幫助人們盡快恢復(fù)正常生活[1].可恢復(fù)功能結(jié)構(gòu)的實(shí)現(xiàn)方法有多種，例如，通過(guò)搖擺墻或搖擺柱減少結(jié)構(gòu)的破壞，使其在震后稍加修復(fù)或不修復(fù)即可投入使用；通過(guò)自復(fù)位結(jié)構(gòu)自動(dòng)恢復(fù)到結(jié)構(gòu)的正常狀態(tài)，減少結(jié)構(gòu)震后殘余變形.

文獻(xiàn)[2]最早提出了自復(fù)位結(jié)構(gòu)的概念.文獻(xiàn)[2-7]設(shè)計(jì)了一種具有自復(fù)位功能的梁柱節(jié)點(diǎn)，通過(guò)預(yù)應(yīng)力筋提供的張拉力進(jìn)行梁柱連接，在梁柱連接部位設(shè)置角鋼進(jìn)行耗能，并先后進(jìn)行了理論分析和試驗(yàn)驗(yàn)證.基于文獻(xiàn)[2]提出的自復(fù)位梁柱節(jié)點(diǎn)，文獻(xiàn)[8-10]分別將作為耗能元件的角鋼替換為摩擦型阻尼器和沙漏狀黏滯阻尼器進(jìn)行研究，結(jié)果表明，以上形式的自復(fù)位節(jié)點(diǎn)均能有效減小震后結(jié)構(gòu)的殘余變形.除以上針對(duì)自復(fù)位梁柱節(jié)點(diǎn)的研究外，亦有針對(duì)整體結(jié)構(gòu)的研究，均達(dá)到了預(yù)期的目標(biāo)，例如：文獻(xiàn)[11]提出了一種腹板摩擦耗能的自復(fù)位鋼框架體系，對(duì)一棟4層結(jié)構(gòu)進(jìn)行數(shù)值分析及模型試驗(yàn)；文獻(xiàn)[12]對(duì)分別以角鋼、梁底摩擦裝置、梁腹板摩擦裝置作為耗能元件的自復(fù)位結(jié)構(gòu)進(jìn)行了遠(yuǎn)場(chǎng)和近場(chǎng)地震的時(shí)程分析；文獻(xiàn)[13]建立了有限元模型對(duì)一棟在梁頂和梁底設(shè)置耗能角鋼的6層自復(fù)位框架結(jié)構(gòu)的抗震性能及震后經(jīng)濟(jì)損失進(jìn)行了研究.以上研究成果均基于具有自復(fù)位功能的梁柱節(jié)點(diǎn)連接，雖然實(shí)現(xiàn)了結(jié)構(gòu)預(yù)期的抗震性能目標(biāo)，但存在一定的不足，即框架承受水平荷載時(shí)，梁柱連接部位梁上翼緣處會(huì)出現(xiàn)開(kāi)口，造成樓板開(kāi)裂，另外，設(shè)置于梁柱節(jié)點(diǎn)部位的耗能元件損壞后不易更換.針對(duì)以上存在的問(wèn)題，文獻(xiàn)[14-15]提出了一種帶自復(fù)位鋼桁架梁的框架結(jié)構(gòu)，通過(guò)下弦內(nèi)外套管的相對(duì)移動(dòng)，維持框架柱間距不變，解決了樓板變形協(xié)調(diào)問(wèn)題，并通過(guò)公式推導(dǎo)和有限元模擬，對(duì)自復(fù)位鋼桁架梁的受力機(jī)理、自復(fù)位能力、耗能能力、破壞模式進(jìn)行了分析，得出了影響結(jié)構(gòu)自復(fù)位能力和耗能能力的相關(guān)參數(shù)的合理取值范圍.但該研究成果局限于理論分析階段，并存在桁架梁過(guò)高，從而影響建筑使用的問(wèn)題.

本文提出一種帶自復(fù)位工字鋼梁的鋼框架，設(shè)計(jì)制作了框架柱腳分別為固接和鉸接的兩個(gè)試件，通過(guò)低周往復(fù)荷載試驗(yàn)，對(duì)試件的宏觀試驗(yàn)現(xiàn)象、受力發(fā)展過(guò)程、承載力、滯回特性、延性、耗能能力及自復(fù)位能力進(jìn)行研究，以確定合理的柱腳連接形式，并驗(yàn)證該自復(fù)位框架是否具有“可恢復(fù)功能結(jié)構(gòu)”的特點(diǎn)，以期為此類(lèi)結(jié)構(gòu)的設(shè)計(jì)和工程應(yīng)用提供參考.

1 自復(fù)位工字鋼梁的構(gòu)造

1.1 自復(fù)位工字鋼梁的構(gòu)造

自復(fù)位工字鋼梁采用組合工字形截面，工字鋼梁上翼緣、腹板與鋼柱鉸接，“下翼緣”由下翼緣鋼板、外部槽形鋼管(以下簡(jiǎn)稱(chēng)“外套管”)和內(nèi)部矩形鋼套管(以下簡(jiǎn)稱(chēng)“內(nèi)套管”)組成，內(nèi)、外套管同心設(shè)置，內(nèi)套管與柱鉸接.內(nèi)、外套管兩端設(shè)置錨固板，通過(guò)在錨固板之間張拉預(yù)應(yīng)力鋼絞線，將內(nèi)、外套管預(yù)壓頂緊，預(yù)應(yīng)力鋼絞線的張拉力為框架結(jié)構(gòu)提供復(fù)位能力.耗能元件采用防屈曲消能桿，其兩端分別與內(nèi)、外套管(需在相應(yīng)位置開(kāi)口)伸出的耳板連接，作為結(jié)構(gòu)的“保險(xiǎn)絲”，失效后可方便更換.自復(fù)位工字鋼梁構(gòu)造見(jiàn)圖1.

圖1 自復(fù)位工字鋼梁構(gòu)造圖

1.2 受力機(jī)理

當(dāng)框架受到向右的水平荷載時(shí)，其變形見(jiàn)圖2.上翼緣及腹板帶動(dòng)下翼緣外套管向右移動(dòng)，壓迫右側(cè)錨固板右移，而左側(cè)錨固板受內(nèi)套管限制不能向右移動(dòng)，從而產(chǎn)生開(kāi)口.內(nèi)外套管相對(duì)錯(cuò)動(dòng)使得耗能元件產(chǎn)生軸向拉壓變形，消耗地震能量，預(yù)應(yīng)力鋼絞線的拉力使錨固板復(fù)位，為框架提供復(fù)位能力.變形過(guò)程中，柱間距不變.文獻(xiàn)[14-15]對(duì)自復(fù)位鋼桁架梁的受力特性分析和抗彎承載力推導(dǎo)同樣適用于本文的自復(fù)位工字鋼梁，此處不再贅述.

圖2 自復(fù)位工字鋼梁變形圖

2 試驗(yàn)概況

2.1 試件設(shè)計(jì)與制作

為研究不同柱腳連接形式對(duì)自復(fù)位鋼框架抗震性能的影響，設(shè)計(jì)制作了兩榀帶自復(fù)位工字鋼梁的單層單跨框架，柱腳連接分別采用固接和鉸接.自復(fù)位工字鋼梁的設(shè)計(jì)參照文獻(xiàn)[14-15]，試驗(yàn)分組見(jiàn)表1.表1中βsc=(Apt·fpt)/(AED·fyED)，Apt為預(yù)應(yīng)力鋼絞線面積，fpt為預(yù)應(yīng)力鋼絞線初始張拉應(yīng)力，AED為耗能元件面積，fyED為耗能元件材料屈服強(qiáng)度.

表1 試驗(yàn)分組

框架試件尺寸見(jiàn)圖3(a)(柱腳鉸接框架和固接框架僅柱腳形式不同，其余尺寸均相同，僅列出鉸接框架尺寸，后文類(lèi)同).固接、鉸接柱腳尺寸分別見(jiàn)圖3(b)、(c)，鉸接柱腳采用銷(xiāo)軸連接.梁柱節(jié)點(diǎn)部位構(gòu)造可分為4部分：1)工字鋼梁上翼緣的指狀連接；2)工字鋼梁腹板抗剪連接；3)下部?jī)?nèi)套管兩端鉸連接；4)柱端板連接，見(jiàn)圖3(d).加工成型后，自復(fù)位鋼梁端部構(gòu)造見(jiàn)圖3(e).錨固板厚50 mm，中間開(kāi)十字形槽，并穿過(guò)內(nèi)套管十字板，十字板將內(nèi)套管端部分為4個(gè)腔室，每個(gè)腔室穿過(guò)一根鋼絞線，鋼絞線錨于錨固板上(錨固板開(kāi)孔18 mm).自復(fù)位鋼框架鋼材型號(hào)見(jiàn)表2.

表2 自復(fù)位鋼框架鋼材型號(hào)

耗能元件采用防屈曲消能桿，由核心鋼板、高強(qiáng)無(wú)收縮灌漿料和約束鋼管組成，核心鋼板厚度10 mm，寬度20 mm，外裹聚乙烯薄膜，約束鋼管與核心鋼板間填充無(wú)收縮灌漿料.

預(yù)應(yīng)力鋼絞線型號(hào)為1×7公稱(chēng)直徑15.2 mm，極限強(qiáng)度標(biāo)準(zhǔn)值fptk=1 860 MPa，長(zhǎng)度4.7 m，共4根.張拉控制應(yīng)力為0.3fptk，即558 MPa，每根鋼絞線設(shè)計(jì)初始張拉力為101.2 kN，張拉后，目標(biāo)值與實(shí)測(cè)值誤差均小于1%.

圖3 試件尺寸及連接形式 (mm)

2.2 材料力學(xué)性能

鋼材的力學(xué)性能指標(biāo)實(shí)測(cè)值見(jiàn)表3.表中t為鋼板厚度，Es為鋼材彈性模量，fy、fu分別為鋼材屈服強(qiáng)度和抗拉強(qiáng)度.

表3 鋼材材料力學(xué)性能

采用單向反復(fù)拉壓試驗(yàn)對(duì)耗能元件性能進(jìn)行測(cè)試，測(cè)試結(jié)果見(jiàn)圖4.結(jié)果表明，耗能元件最終的破壞形態(tài)為核心區(qū)鋼板拉斷，由于鋼管及內(nèi)部灌漿料對(duì)核心鋼板具有約束作用，受壓時(shí)耗能元件未屈曲，其受壓極限承載力明顯大于受拉極限承載力.當(dāng)軸向位移大于2 mm時(shí)，即伸長(zhǎng)率0.33%，構(gòu)件剛度下降明顯，并產(chǎn)生塑性變形，斷裂時(shí)位移約25 mm，伸長(zhǎng)率約4.2%，力學(xué)性能良好.

圖4 耗能元件滯回曲線和骨架曲線

2.3 加載方案

加載裝置見(jiàn)圖5，采用200 t油壓千斤頂對(duì)框架施加水平往復(fù)荷載.千斤頂一端與反力墻固定，另一端通過(guò)高強(qiáng)螺栓與柱頂連接，水平荷載作用位置與框架梁的形心重合.豎向力由300 t油壓千斤頂提供，千斤頂上端通過(guò)滑車(chē)作用于反力梁，以消除加載過(guò)程中豎向力產(chǎn)生的摩擦力，下端與分配梁連接，將豎向力施加在梁三分點(diǎn)處.加載過(guò)程中，維持豎向力不變，大小為100 kN.壓梁作用在基礎(chǔ)底板上，壓梁兩端通過(guò)螺桿錨于地槽內(nèi)，兩基礎(chǔ)底板通過(guò)矩管焊接連接，防止試驗(yàn)過(guò)程中兩基礎(chǔ)之間產(chǎn)生相對(duì)滑移.

圖5 試驗(yàn)加載裝置

水平加載采用位移控制，通過(guò)位移角計(jì)算每級(jí)加載點(diǎn)水平位移，在位移角為1/50 rad之前，每級(jí)加載增量為10 mm，之后每級(jí)增量為15 mm，加載點(diǎn)最大水平位移為112 mm，對(duì)應(yīng)層間位移角1/25 rad，每級(jí)循環(huán)兩次.

2.4 測(cè)點(diǎn)布置及測(cè)量系統(tǒng)

測(cè)量系統(tǒng)的布置見(jiàn)圖6，在框架柱不同高度布置了8個(gè)位移計(jì)，即DM1～DM8，其中DM1和DM2用于測(cè)量加載點(diǎn)的側(cè)向位移，DM3和DM4用于測(cè)量距柱腳1.4 m處框架柱的側(cè)向位移，DM5和DM6用于測(cè)量錨固板開(kāi)口寬度，DM7和DM8用于測(cè)量耗能元件的軸向位移.應(yīng)變片布置在自復(fù)位工字鋼梁跨中和支座截面，沿框架柱分別布置在梁柱節(jié)點(diǎn)、距柱腳1.4 m處和柱腳.

3 結(jié)果及分析

3.1 試驗(yàn)現(xiàn)象

3.1.1 SCB1組

當(dāng)水平位移小于20 mm時(shí)，錨固板未開(kāi)口，鋼絞線拉力變化不明顯.水平位移加載至30 mm，可見(jiàn)錨固板開(kāi)口，開(kāi)口寬度以及鋼絞線拉力隨水平位移的增加而增大.水平位移加載至56 mm，錨固板開(kāi)口寬度約8 mm，鋼絞線拉力增大約60%，柱腳表面有起皺現(xiàn)象，柱腳塑性變形導(dǎo)致柱身傾斜明顯，見(jiàn)圖7.由于此時(shí)已達(dá)到文獻(xiàn)[16]規(guī)定的彈塑性層間位移角限值1/50，卸載后結(jié)構(gòu)存在一定程度的殘余變形，復(fù)位效果不佳，故停止加載.

圖6 測(cè)量系統(tǒng)布置

圖7 SCB1試驗(yàn)現(xiàn)象

圖8 SCB2試驗(yàn)現(xiàn)象

3.1.2 SCB2組

當(dāng)水平位移小于30 mm時(shí)，錨固板未開(kāi)口，鋼絞線拉力變化不明顯.水平位移加載至40 mm，可見(jiàn)錨固板開(kāi)口，開(kāi)口寬度以及鋼絞線拉力隨水平位移的增加而增大.水平位移加載至112 mm，錨固板開(kāi)口寬度約10 mm，鋼絞線拉力增大約60%，框架柱產(chǎn)生明顯的轉(zhuǎn)動(dòng)和彎曲變形，見(jiàn)圖8.卸載過(guò)程中，當(dāng)緩慢松開(kāi)油泵閥門(mén)時(shí)，可見(jiàn)錨固板開(kāi)口逐漸閉合，結(jié)構(gòu)自行復(fù)位，卸載完成后，殘余變形較小，自復(fù)位效果明顯.

3.2 滯回曲線

試件加載點(diǎn)水平荷載-位移滯回曲線見(jiàn)圖9.

圖9 試件滯回曲線

對(duì)于SCB1，試驗(yàn)加載初期，結(jié)構(gòu)保持彈性，隨著位移增加，錨固板開(kāi)口，耗能元件受拉屈服，結(jié)合3.7節(jié)柱腳應(yīng)變片數(shù)據(jù)可知H型鋼柱腳翼緣外邊緣開(kāi)始屈服，滯回曲線與普通框架相似.由于固接柱腳變形屈服需要較大的外力，如使其復(fù)位就必須提供同樣大的復(fù)位力，鋼絞線提供的復(fù)位拉力不足以使已屈服的框架柱復(fù)位，導(dǎo)致卸載后存在殘余變形.對(duì)于SCB2，錨固板開(kāi)口前，結(jié)構(gòu)受力特征與SCB1相似，錨固板開(kāi)口后，耗能元件參與受力，鋼絞線拉力增大，此后，耗能元件屈服，結(jié)構(gòu)剛度下降，達(dá)到各級(jí)目標(biāo)位移后開(kāi)始卸載，卸載過(guò)程中，鋼絞線拉力使得錨固板閉合，耗能元件反向受力并屈服，卸載剛度由大變小.當(dāng)開(kāi)口閉合后，卸載剛度增大，保持與初始剛度基本一致.整個(gè)滯回曲線表現(xiàn)出自復(fù)位結(jié)構(gòu)典型的“旗幟形”特征，有捏縮現(xiàn)象，曲線特征與文獻(xiàn)[14]所述自復(fù)位框架結(jié)構(gòu)的理論滯回曲線基本一致.

3.3 骨架曲線

試件的骨架曲線見(jiàn)圖10.對(duì)于SCB1，剛度變化規(guī)律是先增大后減小，框架柱和耗能元件屈服后，結(jié)構(gòu)剛度開(kāi)始降低，加載至位移角為1/50 rad時(shí)，固接框架柱腳產(chǎn)生一定程度的塑性變形.結(jié)構(gòu)在零點(diǎn)附近的剛度有減小趨勢(shì)，原因是自復(fù)位鋼梁內(nèi)套管與柱的鉸連接有間隙，使得加載初期自復(fù)位鋼梁未完全參與受力，當(dāng)位移增大到一定程度后，鉸內(nèi)銷(xiāo)軸與孔壁接觸，自復(fù)位鋼梁開(kāi)始參與受力，結(jié)構(gòu)剛度增大.對(duì)于SCB2，錨固板開(kāi)口后，耗能元件開(kāi)始受力并屈服，結(jié)構(gòu)剛度下降，加載至位移角為1/25 rad時(shí)，骨架曲線未出現(xiàn)下降段，鋼梁及鋼絞線均完好，僅耗能元件屈服，且未斷裂，說(shuō)明該自復(fù)位框架承載力儲(chǔ)備充足.

圖10 試件骨架曲線

3.4 錨固板開(kāi)口

錨固板開(kāi)口寬度與試件加載點(diǎn)水平位移的關(guān)系見(jiàn)圖11，由于左右兩側(cè)錨固板開(kāi)口寬度變化規(guī)律相同，僅列出左側(cè)錨固板開(kāi)口寬度變化曲線.SCB1錨固板開(kāi)口對(duì)應(yīng)的結(jié)構(gòu)水平位移為20 mm，SCB2為36 mm.由于柱底固接的框架柱能夠?yàn)榻Y(jié)構(gòu)提供較大的抗彎剛度，故錨固板開(kāi)口時(shí)對(duì)應(yīng)的結(jié)構(gòu)水平位移較柱底鉸接框架小.結(jié)合文獻(xiàn)[14]的結(jié)論，可將錨固板開(kāi)口作為判斷此類(lèi)自復(fù)位框架耗能元件是否參與工作的特征點(diǎn).

3.5 耗能元件變形

耗能元件軸向變形與試件加載點(diǎn)水平位移的關(guān)系見(jiàn)圖12.耗能元件變形與錨固板開(kāi)口相關(guān)，錨固板開(kāi)口后，耗能元件開(kāi)始參與受力，對(duì)比兩個(gè)試件，SCB2的耗能元件耗能效果明顯優(yōu)于SCB1.

3.6 預(yù)應(yīng)力鋼絞線拉力

預(yù)應(yīng)力鋼絞線拉力與試件加載點(diǎn)水平位移的關(guān)系見(jiàn)圖13.SCB1加載至水平位移20 mm、SCB2加載至水平位移40 mm時(shí)，鋼絞線拉力開(kāi)始出現(xiàn)明顯變化，整個(gè)加載過(guò)程，鋼絞線應(yīng)力未超過(guò)屈服應(yīng)力，達(dá)到最大位移后卸載，鋼絞線拉力減小，當(dāng)開(kāi)口閉合后，鋼絞線拉力基本回到初始拉力狀態(tài)，拉力關(guān)系曲線呈“U”形.試驗(yàn)中鋼絞線始終保持彈性狀態(tài).結(jié)構(gòu)在相同的水平位移下，SCB1的鋼絞線拉力明顯大于SCB2，這是由于固接框架較大的外部荷載需要鋼絞線提供更大的抵抗矩所致.

圖11 開(kāi)口寬度-加載點(diǎn)水平位移曲線

圖12 耗能元件軸向變形-加載點(diǎn)水平位移曲線

圖13 預(yù)應(yīng)力鋼絞線拉力-加載點(diǎn)水平位移曲線

3.7 梁柱應(yīng)變

兩個(gè)試件的框架柱截面主要測(cè)點(diǎn)應(yīng)變隨結(jié)構(gòu)加載點(diǎn)水平荷載的關(guān)系見(jiàn)圖14.由于自復(fù)位工字鋼梁截面應(yīng)變均未超過(guò)材料屈服時(shí)對(duì)應(yīng)的應(yīng)變，限于篇幅，在此不再列出.對(duì)于SCB1，框架柱變形主要發(fā)生在柱底，圖示測(cè)點(diǎn)位于柱底翼緣處，當(dāng)加載點(diǎn)水平位移約35 mm時(shí)，柱腳翼緣應(yīng)變達(dá)到屈服應(yīng)變，柱底開(kāi)始屈服，塑性區(qū)從翼緣外側(cè)向內(nèi)發(fā)展，應(yīng)變曲線表現(xiàn)出一定的滯回特性.對(duì)于SCB2，柱翼緣處最大應(yīng)變約為5×10-4，遠(yuǎn)小于鋼材的屈服應(yīng)變2×10-3，框架柱在試驗(yàn)過(guò)程中始終保持彈性.

圖14 框架柱主要測(cè)點(diǎn)應(yīng)變

3.8 延性

采用位移延性系數(shù)評(píng)估試件的延性.位移延性系數(shù)μ是試件的極限位移Δu與試件的屈服位移Δy之比.對(duì)于自復(fù)位鋼框架，Δy近似取錨固板開(kāi)口時(shí)對(duì)應(yīng)的結(jié)構(gòu)位移，Δu近似取結(jié)構(gòu)加載最大位移.試件的位移延性系數(shù)見(jiàn)表4.兩個(gè)試件均通過(guò)構(gòu)件的塑性變形使結(jié)構(gòu)表現(xiàn)出良好的延性，區(qū)別在于SCB1的塑性變形集中于框架柱，SCB2則集中于耗能元件.

表4 試件延性系數(shù)

3.9 自復(fù)位能力

采用加載至最大位移并卸載后結(jié)構(gòu)殘余層間位移角θr和殘余層間位移角與最大加載位移角θu之比值λθ評(píng)估試件的自復(fù)位能力.試件的殘余層間位移角見(jiàn)表5，SCB1殘余層間位移角已達(dá)到最大加載位移角的45%，復(fù)位效果較差；SCB2卸載之后幾乎無(wú)殘余變形，復(fù)位效果良好.

表5 試件殘余層間位移角

3.10 耗能能力

文獻(xiàn)[17]建議采用等效黏滯阻尼系數(shù)ξe評(píng)估試件的能量耗散能力，其定義見(jiàn)式(1).

(1)

式中:Wc為相應(yīng)加載步水平荷載-位移滯回曲線面積，Ws為結(jié)構(gòu)最大變形能.

通過(guò)上文分析可知，SCB1不具有自復(fù)位能力，其耗能機(jī)制與普通框架類(lèi)似，限于篇幅，本節(jié)不對(duì)其耗能能力進(jìn)行分析.試件SCB2在各級(jí)加載位移下能量耗散值見(jiàn)圖15.根據(jù)式(1)計(jì)算得到屈服位移對(duì)應(yīng)的等效黏滯阻尼系數(shù)ξey和極限位移對(duì)應(yīng)的等效黏滯阻尼系數(shù)ξeu分別為0.08和0.19，試件具有一定的耗能能力.

圖15 試件能量耗散

4 結(jié) 論

1)柱腳固接的自復(fù)位鋼框架，錨固板開(kāi)口初期(即水平位移較小)呈現(xiàn)一定的復(fù)位能力；框架柱屈服后，由于柱腳所需的恢復(fù)力遠(yuǎn)大于自復(fù)位工字鋼梁提供的復(fù)位拉力，復(fù)位能力較差，應(yīng)進(jìn)行特殊設(shè)計(jì)，如采用自復(fù)位柱腳，否則不建議將其作為自復(fù)位框架結(jié)構(gòu)的柱腳連接形式.

2)柱腳鉸接的自復(fù)位鋼框架在試驗(yàn)過(guò)程中的受力發(fā)展過(guò)程和試驗(yàn)結(jié)果與理論分析吻合良好，僅耗能元件發(fā)生塑性變形，卸載后結(jié)構(gòu)自行復(fù)位，殘余層間位移角僅0.3%，更換耗能元件后，結(jié)構(gòu)抗震性能得以恢復(fù)，具有“可恢復(fù)功能結(jié)構(gòu)”的特點(diǎn).

3)試驗(yàn)加載至規(guī)范規(guī)定的彈塑性層間位移角限值的兩倍，即4%層間位移角時(shí)，柱腳鉸接的自復(fù)位鋼框架骨架曲線未出現(xiàn)下降段，試驗(yàn)完成后，鋼梁及預(yù)應(yīng)力鋼絞線均完好，僅耗能元件產(chǎn)生塑性變形但未斷裂，試件承載力儲(chǔ)備充足，試件的位移延性系數(shù)為3.1，等效黏滯阻尼系數(shù)為0.19，抗震性能良好.