宋滿榮， 黃慎江， 昂正文

（合肥工業(yè)大學(xué) 土木與水利工程學(xué)院，安徽 合肥 230009）

節(jié)點連接方式是預(yù)制裝配式混凝土結(jié)構(gòu)的核心技術(shù)。試驗研究和震害調(diào)查均表明，只要能保證預(yù)制混凝土結(jié)構(gòu)連接部位的整體性，則預(yù)制裝配式混凝土結(jié)構(gòu)將具有良好的抗震性能［1－3］，從而能廣泛應(yīng)用于地震區(qū)。

文獻(xiàn)［4－5］對單跨3層預(yù)壓裝配式框架試驗進(jìn)行了研究，了解了裝配式框架結(jié)構(gòu)體系的地震反應(yīng)、剛度退化、能量耗散、滯回性能及位移延性等抗震性能。為了進(jìn)一步了解預(yù)壓裝配式框架的地震反應(yīng)特征，本文從承載力和變形2個方面判斷其抗震性能，識別設(shè)計中可能存在的薄弱部分，并采用SAP2000程序?qū)慰?層預(yù)壓裝配式框架進(jìn)行彈塑性靜力（pushover）分析，對其抗震能力進(jìn)行評價。

1 試驗概況

1.1 試件設(shè)計與制作

本試驗的框架為1榀單跨3層預(yù)制框架，其中框架柱高度均為1.6m，梁長均為3.3m，試件在工場預(yù)制，運至實驗室進(jìn)行安裝，梁柱配筋及拼裝后的框架如圖1所示。

圖1 框架尺寸及配筋圖

框架安裝就位后，把預(yù)應(yīng)力筋穿過梁柱內(nèi)預(yù)留的直線型孔道，梁柱節(jié)點拼裝處用環(huán)氧樹脂水泥漿密封。預(yù)應(yīng)力鋼絞線的張拉控制應(yīng)力σcon＝0.75fptk，采用一端張拉。

1.2 試驗裝置與加載制度

加載裝置及測點布置如圖2所示。

圖2 試驗現(xiàn)場加載

兩側(cè)柱的軸壓比為0.2，每層梁跨中施加的豎向荷載為60kN，試驗過程中作用于柱頂和梁跨中的豎向荷載大小保持不變。

試驗時低周反復(fù)荷載采用力－位移混合控制，加載制度如圖3所示。水平荷載（位移）施加作用點有3個，分別是1層、2層和3層層高處。位移控制加載時，沿框架高度施加的位移按照第1振型分布，位移比為1.0∶0.75∶0.4。

作動器施加的荷載及層位移由數(shù)據(jù)采集系統(tǒng)記錄，試驗時可以連續(xù)測量和自動記錄。

圖3 試驗加載制度

1.3 試驗層間位移角和基底剪力

框架梁、柱破壞階段損傷如圖4所示。預(yù)壓裝配式框架梁先于柱屈服，框架為整體屈服破壞機制，屬“強柱弱梁”、“強節(jié)點”型結(jié)構(gòu)。

圖4 框架梁柱裂縫及損傷圖

加載過程中可得框架各層屈服位移和極限位移，進(jìn)而求得框架層間屈服位移角和極限位移角。正向加載1、2、3層層間極限位移角［4］分別為1／43、1／47、1／66；反向加載1、2、3層層間極限位移角分別為1／42、1／49、1／67，基本滿足罕遇地震下彈塑性層間位移角1／50的限值［6］，符合大震不倒的位移要求。

加載至框架頂點位移達(dá)55.0mm左右時，正、反向水平荷載達(dá)到最大值，框架正向加載基底剪力V1＝574kN，反向加載基底剪力V1＝－485kN。當(dāng)頂層施加的位移達(dá)到95.0mm時，框架達(dá)到極限狀態(tài)。

2 靜力彈塑性分析

SAP2000靜力彈塑性分析的具體方法采用ATC－40的能力譜法。若能力譜曲線和需求譜曲線沒有交點，說明結(jié)構(gòu)的抗震能力不足，需要重新設(shè)計［7］。

2.1 計算模型的建立與計算

2.1.1 建立模型

按照試驗框架尺寸和配筋圖建立分析模型。采用SAP2000中框架單元模擬結(jié)構(gòu)的梁和柱，如圖5所示，對結(jié)構(gòu)作整體彈塑性分析。

圖5 框架計算模型圖

2.1.2 塑性鉸的定義與設(shè)置

采用SAP2000模擬框架單元各種塑性鉸的本構(gòu)關(guān)系模型如圖6所示。圖6中的整個曲線分為彈性段（AB）、強化段（BC）、卸載段（CD）、塑性段（DE）4個階段，因此只要確定B、C、D、E幾個關(guān)鍵點，即可確定整個本構(gòu)關(guān)系［8－9］。

圖6 塑性鉸本構(gòu)模型及在不同性能水準(zhǔn)下的位移限值

本文中試驗框架為裝配式預(yù)應(yīng)力結(jié)構(gòu)，為了更準(zhǔn)確地模擬單元塑性鉸的特性，采用自定義方法來完成塑性鉸的定義。利用section－builder8軟件分析計算彎矩曲率。對梁而言，必須考慮預(yù)應(yīng)力的作用，第1階段將預(yù)應(yīng)力作用有效預(yù)應(yīng)力σpe等效為外荷載施加到結(jié)構(gòu)上；第2階段灌漿形成整體后，按壓彎構(gòu)件進(jìn)行計算。此時將預(yù)應(yīng)力筋當(dāng)作相同面積的受拉屈服應(yīng)力為（fpy－σpe）的普通鋼筋作用在相同位置處，和其他普通鋼筋一起考慮［10］。柱單元考慮由軸力和雙向彎矩相關(guān)作用產(chǎn)生塑性鉸。

本文中梁兩端彎矩鉸設(shè)在0.05L和0.95L處（L為桿件計算長度），在柱兩端PMM鉸設(shè)在0.05H和0.95H處（H為桿件計算長度）。

2.1.3 側(cè)向加載模式和工況分析

本文采用以基本振型為主的倒三角形側(cè)向力分布形式，該形式可以較好地與試驗加載狀況保持一致。

在定義加載工況時，將靜荷載作用作為第1工況，從0初始條件開始分析，且設(shè)置為非線性類型。第1工況下的荷載包括2部分：一部分為重力荷載代表值；另一部分為預(yù)應(yīng)力鋼筋產(chǎn)生的等效荷載。

首先計算第1工況下的內(nèi)力和變形；以此作為起點，再施加側(cè)向水平荷載，做pushover工況分析，選定位移控制。隨著水平荷載增加，結(jié)構(gòu)側(cè)移不斷增大，直至達(dá)到規(guī)定的位移為止。

2.2 計算結(jié)果分析

2.2.1 基底剪力與頂點位移關(guān)系

通過對試驗框架施加倒三角形側(cè)向荷載作pushover推倒分析，得到試驗框架的基底剪力－頂點位移關(guān)系，如圖7所示。

圖7 框架基底剪力－頂點位移關(guān)系

由圖7可看出，當(dāng)頂層的位移達(dá)70mm時，框架基底剪力為478kN，與試驗反向加載基底剪力值基本吻合。

2.2.2 層間位移和位移角

采用SAP2000可以將上述基底剪力－頂點位移曲線直接轉(zhuǎn)化為能力譜曲線。對比ATC－40的反應(yīng)譜曲線與我國規(guī)范反應(yīng)譜曲線可以確定其參數(shù)間的轉(zhuǎn)換關(guān)系。模態(tài)分析得出該框架第1振型周期為0.458s，假設(shè)設(shè)計地震分組為第1組，二類場地時的特征周期Tg＝0.35s，可得出7度和8度多遇和罕遇地震時參數(shù)轉(zhuǎn)換計算結(jié)果，見表1所列。進(jìn)而可由SAP2000自動計算出需求譜，并得出不同設(shè)防烈度、不同水準(zhǔn)下的性能點。

表1 反應(yīng)譜參數(shù)轉(zhuǎn)換

7度多遇地震時采用振型荷載方式推覆的性能點Sd＝4.1mm，轉(zhuǎn)化為頂點位移Un＝5.5mm。8度多遇地震時的性能點Sd＝8.4mm，轉(zhuǎn)化為頂點位移Un＝10.9mm。結(jié)構(gòu)在達(dá)到上述2種狀態(tài)的目標(biāo)位移時，均無塑性鉸出現(xiàn)，說明結(jié)構(gòu)處于彈性階段。在性能點時結(jié)構(gòu)的彈性層間位移及位移角見表2所列。由表2可見，在7度多遇地震作用下，結(jié)構(gòu)達(dá)到性能點時的層間位移角均小于規(guī)范規(guī)定的彈性層間位移角限值1／550；8度多遇地震時層間位移角基本滿足要求。

7度罕遇地震時采用振型荷載方式推覆的性能點Sd＝26.8mm，轉(zhuǎn)化為頂點位移Un＝34.3mm。8度罕遇地震時的性能點Sd＝61.7mm，轉(zhuǎn)化為頂點位移Un＝79.6mm。結(jié)構(gòu)在性能點時的層間位移及層間位移角見表2所列。由表2可見，在7度罕遇地震作用時的層間位移角遠(yuǎn)小于規(guī)范規(guī)定的彈塑性層間位移角限值1／50；8度罕遇地震作用下的層間位移角基本滿足規(guī)范要求，與加載試驗結(jié)果基本一致。

表2 多遇地震和罕遇地震時的層間位移及層間位移角

2.2.3 框架的破壞機制

ATC－40在不同性能水準(zhǔn)下的塑性鉸位移限值如圖6所示。其中，B點出現(xiàn)塑性鉸；CP為預(yù)防倒塌點；C點為倒塌點；IO為直接使用狀態(tài)；LS為生命安全狀態(tài)。

通過對試驗框架進(jìn)行全過程的pushover推倒分析，得出了各級頂點水平位移下，框架鉸的出現(xiàn)狀況和發(fā)展程度，如圖8所示。

圖8不同頂點位移時出鉸情況

從圖8可以看出，當(dāng)頂點位移為30mm時，1層和2層的梁兩端剛開始出現(xiàn)塑性鉸（轉(zhuǎn)動狀態(tài)為B）；當(dāng)頂點位移為40mm時，左邊柱底和右邊柱底開始出現(xiàn)塑性鉸（轉(zhuǎn)動狀態(tài)為B），繼續(xù)加載時3層梁的左右兩端率先出現(xiàn)塑性鉸（轉(zhuǎn)動狀態(tài)為B）；當(dāng)頂點位移達(dá)到50mm時，在1、2、3層梁右端和2根柱底有5個鉸轉(zhuǎn)動狀態(tài)進(jìn)入IO；當(dāng)頂點位移為60mm，1、2層梁左端又有2個鉸轉(zhuǎn)動狀態(tài)進(jìn)入IO狀態(tài)；當(dāng)頂點位移為70mm時，3層梁左端處的鉸轉(zhuǎn)動狀態(tài)也進(jìn)入IO狀態(tài)；在1、2、3層梁右端和2根柱底有5個鉸轉(zhuǎn)動狀態(tài)從IO狀態(tài)進(jìn)入LS狀態(tài)；當(dāng)頂點位移為80mm時，有2個鉸轉(zhuǎn)動狀態(tài)從LS狀態(tài)進(jìn)入C狀態(tài)，分別在1、2層梁右端，此時這2個位置即將發(fā)生破壞；當(dāng)頂點位移為90mm時，又有2個鉸轉(zhuǎn)動狀態(tài)從LS狀態(tài)進(jìn)入C狀態(tài)，分別為2根柱的柱底，表明這2處已達(dá)到極限狀態(tài)；當(dāng)頂點位移為100mm時，3層梁右端鉸轉(zhuǎn)動狀態(tài)從LS狀態(tài)進(jìn)入D狀態(tài)；1、2層梁左端鉸轉(zhuǎn)動狀態(tài)從IO狀態(tài)進(jìn)入C狀態(tài)，同時1、2層梁右端鉸轉(zhuǎn)動狀態(tài)從C狀態(tài)進(jìn)入D狀態(tài)，結(jié)構(gòu)發(fā)生破壞?，F(xiàn)將試驗框架實際塑性鉸出現(xiàn)位置及順序與pushover分析計算得到的情況作對比，如圖9所示。圖9表明，在大震作用下，塑性鉸主要出現(xiàn)在梁端和兩邊柱腳，其余部位均保持為彈性狀態(tài)；該框架的耗能機制為整體屈服機制，具有良好的延性，能滿足“三水準(zhǔn)設(shè)計”中“大震不倒”的要求。

圖9 框架塑性鉸出現(xiàn)位置及順序

3 結(jié) 論

本文通過1榀3層單跨預(yù)壓裝配式預(yù)應(yīng)力框架的pushover分析，結(jié)合在低周反復(fù)荷載作用下的試驗研究，分析了預(yù)壓裝配式預(yù)應(yīng)力混凝土的受力性能、變形能力和框架的破壞機制，得出了以下結(jié)論：

（1）試驗研究表明，預(yù)壓裝配式混凝土框架加載至層間極限位移角為1／42～1／67時，節(jié)點核心區(qū)基本完好，梁端塑性鉸可以充分轉(zhuǎn)動，柱沒有出現(xiàn)嚴(yán)重?fù)p傷，框架承載能力沒有出現(xiàn)大的退化，表明預(yù)壓裝配式框架具有良好抗震性能。

（2）理論分析表明，預(yù)壓裝配式混凝土框架在經(jīng)歷基本烈度地震（中震）時，仍能保持彈性狀態(tài)，滿足“三水準(zhǔn)設(shè)計”中第2水準(zhǔn)的要求“小震不壞、中震可修”。罕遇地震下框架最大層間位移角出現(xiàn)在1層，為1／43，小于規(guī)范規(guī)定的限值1／50，表明在罕遇地震下不會產(chǎn)生過大的變形。

（3）框架梁跨中通過千斤頂預(yù)加豎向荷載，梁端已承受負(fù)彎矩作用，在水平荷載疊加的負(fù)彎矩作用下，塑性鉸率先出現(xiàn)在梁上，預(yù)壓裝配式框架可實現(xiàn)“強柱弱梁”?？蚣芷茐那埃憾怂苄糟q發(fā)生充分轉(zhuǎn)動，預(yù)壓裝配式框架屬“強柱弱梁”型結(jié)構(gòu)。

（4）在保證梁柱節(jié)點不破壞的前提下，預(yù)壓裝配式框架是典型的“強柱弱梁”體系，耗能機制為整體屈服機制，但需注意底層柱根過早出現(xiàn)塑性鉸有可能加大整個結(jié)構(gòu)側(cè)移，產(chǎn)生P－Δ效應(yīng)，從而導(dǎo)致結(jié)構(gòu)框架柱發(fā)生破壞。

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