3层预压装配式预应力混凝土框架的静力弹塑性分析

2015-03-11宋满荣黄慎江昂正文

合肥工业大学学报（自然科学版） 2015年4期

宋满荣，黄慎江，昂正文

（合肥工业大学土木与水利工程学院，安徽合肥 230009）

节点连接方式是预制装配式混凝土结构的核心技术。试验研究和震害调查均表明，只要能保证预制混凝土结构连接部位的整体性，则预制装配式混凝土结构将具有良好的抗震性能［1－3］，从而能广泛应用于地震区。

文献［4－5］对单跨3层预压装配式框架试验进行了研究，了解了装配式框架结构体系的地震反应、刚度退化、能量耗散、滞回性能及位移延性等抗震性能。为了进一步了解预压装配式框架的地震反应特征，本文从承载力和变形2个方面判断其抗震性能，识别设计中可能存在的薄弱部分，并采用SAP2000程序对单跨3层预压装配式框架进行弹塑性静力（pushover）分析，对其抗震能力进行评价。

1 试验概况

1.1 试件设计与制作

本试验的框架为1榀单跨3层预制框架，其中框架柱高度均为1.6m，梁长均为3.3m，试件在工场预制，运至实验室进行安装，梁柱配筋及拼装后的框架如图1所示。

图1 框架尺寸及配筋图

框架安装就位后，把预应力筋穿过梁柱内预留的直线型孔道，梁柱节点拼装处用环氧树脂水泥浆密封。预应力钢绞线的张拉控制应力σcon＝0.75fptk，采用一端张拉。

1.2 试验装置与加载制度

加载装置及测点布置如图2所示。

图2 试验现场加载

两侧柱的轴压比为0.2，每层梁跨中施加的竖向荷载为60kN，试验过程中作用于柱顶和梁跨中的竖向荷载大小保持不变。

试验时低周反复荷载采用力－位移混合控制，加载制度如图3所示。水平荷载（位移）施加作用点有3个，分别是1层、2层和3层层高处。位移控制加载时，沿框架高度施加的位移按照第1振型分布，位移比为1.0∶0.75∶0.4。

作动器施加的荷载及层位移由数据采集系统记录，试验时可以连续测量和自动记录。

图3 试验加载制度

1.3 试验层间位移角和基底剪力

框架梁、柱破坏阶段损伤如图4所示。预压装配式框架梁先于柱屈服，框架为整体屈服破坏机制，属“强柱弱梁”、“强节点”型结构。

图4 框架梁柱裂缝及损伤图

加载过程中可得框架各层屈服位移和极限位移，进而求得框架层间屈服位移角和极限位移角。正向加载1、2、3层层间极限位移角［4］分别为1／43、1／47、1／66；反向加载1、2、3层层间极限位移角分别为1／42、1／49、1／67，基本满足罕遇地震下弹塑性层间位移角1／50的限值［6］，符合大震不倒的位移要求。

加载至框架顶点位移达55.0mm左右时，正、反向水平荷载达到最大值，框架正向加载基底剪力V1＝574kN，反向加载基底剪力V1＝－485kN。当顶层施加的位移达到95.0mm时，框架达到极限状态。

2 静力弹塑性分析

SAP2000静力弹塑性分析的具体方法采用ATC－40的能力谱法。若能力谱曲线和需求谱曲线没有交点，说明结构的抗震能力不足，需要重新设计［7］。

2.1 计算模型的建立与计算

2.1.1 建立模型

按照试验框架尺寸和配筋图建立分析模型。采用SAP2000中框架单元模拟结构的梁和柱，如图5所示，对结构作整体弹塑性分析。

图5 框架计算模型图

2.1.2 塑性铰的定义与设置

采用SAP2000模拟框架单元各种塑性铰的本构关系模型如图6所示。图6中的整个曲线分为弹性段（AB）、强化段（BC）、卸载段（CD）、塑性段（DE）4个阶段，因此只要确定B、C、D、E几个关键点，即可确定整个本构关系［8－9］。

图6 塑性铰本构模型及在不同性能水准下的位移限值

本文中试验框架为装配式预应力结构，为了更准确地模拟单元塑性铰的特性，采用自定义方法来完成塑性铰的定义。利用section－builder8软件分析计算弯矩曲率。对梁而言，必须考虑预应力的作用，第1阶段将预应力作用有效预应力σpe等效为外荷载施加到结构上；第2阶段灌浆形成整体后，按压弯构件进行计算。此时将预应力筋当作相同面积的受拉屈服应力为（fpy－σpe）的普通钢筋作用在相同位置处，和其他普通钢筋一起考虑［10］。柱单元考虑由轴力和双向弯矩相关作用产生塑性铰。

本文中梁两端弯矩铰设在0.05L和0.95L处（L为杆件计算长度），在柱两端PMM铰设在0.05H和0.95H处（H为杆件计算长度）。

2.1.3 侧向加载模式和工况分析

本文采用以基本振型为主的倒三角形侧向力分布形式，该形式可以较好地与试验加载状况保持一致。

在定义加载工况时，将静荷载作用作为第1工况，从0初始条件开始分析，且设置为非线性类型。第1工况下的荷载包括2部分：一部分为重力荷载代表值；另一部分为预应力钢筋产生的等效荷载。

首先计算第1工况下的内力和变形；以此作为起点，再施加侧向水平荷载，做pushover工况分析，选定位移控制。随着水平荷载增加，结构侧移不断增大，直至达到规定的位移为止。

2.2 计算结果分析

2.2.1 基底剪力与顶点位移关系

通过对试验框架施加倒三角形侧向荷载作pushover推倒分析，得到试验框架的基底剪力－顶点位移关系，如图7所示。

图7 框架基底剪力－顶点位移关系

由图7可看出，当顶层的位移达70mm时，框架基底剪力为478kN，与试验反向加载基底剪力值基本吻合。

2.2.2 层间位移和位移角

采用SAP2000可以将上述基底剪力－顶点位移曲线直接转化为能力谱曲线。对比ATC－40的反应谱曲线与我国规范反应谱曲线可以确定其参数间的转换关系。模态分析得出该框架第1振型周期为0.458s，假设设计地震分组为第1组，二类场地时的特征周期Tg＝0.35s，可得出7度和8度多遇和罕遇地震时参数转换计算结果，见表1所列。进而可由SAP2000自动计算出需求谱，并得出不同设防烈度、不同水准下的性能点。

表1 反应谱参数转换

7度多遇地震时采用振型荷载方式推覆的性能点Sd＝4.1mm，转化为顶点位移Un＝5.5mm。8度多遇地震时的性能点Sd＝8.4mm，转化为顶点位移Un＝10.9mm。结构在达到上述2种状态的目标位移时，均无塑性铰出现，说明结构处于弹性阶段。在性能点时结构的弹性层间位移及位移角见表2所列。由表2可见，在7度多遇地震作用下，结构达到性能点时的层间位移角均小于规范规定的弹性层间位移角限值1／550；8度多遇地震时层间位移角基本满足要求。

7度罕遇地震时采用振型荷载方式推覆的性能点Sd＝26.8mm，转化为顶点位移Un＝34.3mm。8度罕遇地震时的性能点Sd＝61.7mm，转化为顶点位移Un＝79.6mm。结构在性能点时的层间位移及层间位移角见表2所列。由表2可见，在7度罕遇地震作用时的层间位移角远小于规范规定的弹塑性层间位移角限值1／50；8度罕遇地震作用下的层间位移角基本满足规范要求，与加载试验结果基本一致。

表2 多遇地震和罕遇地震时的层间位移及层间位移角

2.2.3 框架的破坏机制

ATC－40在不同性能水准下的塑性铰位移限值如图6所示。其中，B点出现塑性铰；CP为预防倒塌点；C点为倒塌点；IO为直接使用状态；LS为生命安全状态。

通过对试验框架进行全过程的pushover推倒分析，得出了各级顶点水平位移下，框架铰的出现状况和发展程度，如图8所示。

图8不同顶点位移时出铰情况

从图8可以看出，当顶点位移为30mm时，1层和2层的梁两端刚开始出现塑性铰（转动状态为B）；当顶点位移为40mm时，左边柱底和右边柱底开始出现塑性铰（转动状态为B），继续加载时3层梁的左右两端率先出现塑性铰（转动状态为B）；当顶点位移达到50mm时，在1、2、3层梁右端和2根柱底有5个铰转动状态进入IO；当顶点位移为60mm，1、2层梁左端又有2个铰转动状态进入IO状态；当顶点位移为70mm时，3层梁左端处的铰转动状态也进入IO状态；在1、2、3层梁右端和2根柱底有5个铰转动状态从IO状态进入LS状态；当顶点位移为80mm时，有2个铰转动状态从LS状态进入C状态，分别在1、2层梁右端，此时这2个位置即将发生破坏；当顶点位移为90mm时，又有2个铰转动状态从LS状态进入C状态，分别为2根柱的柱底，表明这2处已达到极限状态；当顶点位移为100mm时，3层梁右端铰转动状态从LS状态进入D状态；1、2层梁左端铰转动状态从IO状态进入C状态，同时1、2层梁右端铰转动状态从C状态进入D状态，结构发生破坏。现将试验框架实际塑性铰出现位置及顺序与pushover分析计算得到的情况作对比，如图9所示。图9表明，在大震作用下，塑性铰主要出现在梁端和两边柱脚，其余部位均保持为弹性状态；该框架的耗能机制为整体屈服机制，具有良好的延性，能满足“三水准设计”中“大震不倒”的要求。