王 煥， 宋滿榮， 柳炳康

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

預(yù)制裝配式結(jié)構(gòu)已經(jīng)經(jīng)歷了130余年的發(fā)展歷史，由于其具有生產(chǎn)效率高、產(chǎn)品質(zhì)量好、工人勞動強度低、便于機械化施工等優(yōu)點，目前在世界各國被廣泛應(yīng)用。但是，由于裝配式結(jié)構(gòu)節(jié)點連接可靠性差，在反復(fù)荷載作用下難以滿足受力及變形要求，所以在地震區(qū)較少采用，限制了裝配式結(jié)構(gòu)的進一步發(fā)展［1］。

連接方式是預(yù)制裝配式混凝土結(jié)構(gòu)的核心技術(shù)，預(yù)制混凝土結(jié)構(gòu)的試驗研究和震害調(diào)查表明，只要預(yù)制構(gòu)件的接合部位有可靠的連接，則預(yù)制混凝土結(jié)構(gòu)有良好的抗震性能［2］。為了克服預(yù)制裝配式結(jié)構(gòu)存在的節(jié)點連接問題，國內(nèi)外進行了一系列的研究。日本在20世紀90年代提出了預(yù)制裝配式結(jié)構(gòu)“壓著工法”施工技術(shù)［3］，采用工廠生產(chǎn)的預(yù)制柱和預(yù)制預(yù)應(yīng)力梁，運至現(xiàn)場后，通過在節(jié)點兩側(cè)梁端穿行預(yù)應(yīng)力筋的方法將梁柱連接成整體，張拉預(yù)壓形成預(yù)制預(yù)應(yīng)力混凝土裝配整體式結(jié)構(gòu)。文獻［4－5］對預(yù)制裝配式結(jié)構(gòu)采用預(yù)應(yīng)力筋連接后的性能進行了試驗研究及軟件模擬，證明了預(yù)壓裝配式結(jié)構(gòu)在地震區(qū)具有良好的抗震性能。

為了進一步探討預(yù)壓裝配式預(yù)應(yīng)力框架結(jié)構(gòu)體系的受力性能，本文通過對一榀單跨3層預(yù)壓裝配式預(yù)應(yīng)力混凝土框架結(jié)構(gòu)擬動力試驗結(jié)果的分析，研究了裝配式多層結(jié)構(gòu)體系的受力狀態(tài)、變形能力和抗震性能。

1 試驗設(shè)計

1.1 試件設(shè)計

試驗框架為一榀單跨3層預(yù)制裝配式框架（KJ－5），框架梁、柱試件在工地現(xiàn)場預(yù)制，養(yǎng)護至28 d齡期，運至實驗室進行拼裝?？蚣苤繉痈叨染鶠?.6 m，梁長均為3.3 m，梁柱配筋及拼裝后的框架如圖1所示。

框架安裝就位后，將預(yù)應(yīng)力筋穿過梁柱內(nèi)預(yù)留孔道，把梁柱節(jié)點處拼裝縫用環(huán)氧樹脂水泥漿密封后即可進行預(yù)應(yīng)力筋張拉。

圖1 試驗框架（KJ－5）梁柱配筋圖

框架試件混凝土強度等級為C35，預(yù)應(yīng)力鋼筋采用1×7Φj15低松弛鋼鉸線（1 860級）；非預(yù)應(yīng)力筋采用HRB335級熱軋鋼筋，箍筋采用HPB235級熱軋鋼筋。預(yù)應(yīng)力鋼絞線的張拉控制應(yīng)力為σcon＝0.75fptk，采用一端張拉，張拉完畢后實施孔道壓力灌漿。在制作試件時，張拉端均埋設(shè)了螺旋型箍筋約束該處混凝土使其處于三向受壓狀態(tài)，以提高混凝土局部抗壓強度。

1.2 試驗加載裝置

試驗時將預(yù)壓裝配式結(jié)構(gòu)試件固定于大型抗側(cè)力試驗臺座上，通過鋼筋混凝土反力墻并借助3臺MTS電液伺服加載器對結(jié)構(gòu)各層施加橫向水平荷載。在試驗過程中，由2部安放在柱頂?shù)囊簤呵Ы镯斒┘虞S壓力，柱的軸壓比取0.2，然后由梁跨中的3個千斤頂對3根梁施加豎向荷載。試驗加載裝置如圖2所示。

圖2 試驗加載裝置

1.3 試驗方法

整個試驗在合肥工業(yè)大學(xué)結(jié)構(gòu)實驗室中完成，采用美國MTS電液伺服加載系統(tǒng)，并配合使用清華大學(xué)編制的TUT擬動力試驗軟件。

該擬動力試驗輸入的地震波為EI－centro（1940NS）波，并取其前10 s的地震記錄。通過在試驗中逐步增大峰值加速度來模擬不同地震作用，峰值加速度分別取68、102、204 cm／s2。

2 試驗過程

2.1 加載設(shè)計

試驗時柱頂壓力由安放在其上的液壓千斤頂施加；梁跨中豎向荷載由安放在3根梁上的千斤頂施加，豎向荷載取為60 k N。水平力通過固定于反力墻的3臺電液伺服作動器施加。試驗時首先在柱頂和跨中施加豎向荷載，并穩(wěn)載，然后利用作動器對框架各層施加水平地震作用。

2.2 試驗現(xiàn)象及裂縫分布

不同工況下試驗位移時程曲線，如圖3所示。

在擬動力試驗階段，當?shù)卣鸩铀俣确禐?8 cm／s2工況時，荷載和位移曲線呈直線變化，框架處于完全彈性狀態(tài)。

當?shù)卣鸩铀俣确颠_到102 cm／s2時，框架1層頂部正向加載最大位移為3.32 mm，反向加載最大位移為3.63 mm；框架2層頂部正向加載最大位移為6.35 mm，反向加載最大位移為7.11 mm；框架3層頂部正向加載最大位移為9.47 mm，反向加載最大位移為10.87 mm，卸載時框架變形基本恢復(fù)，框架梁、柱均無可見裂縫出現(xiàn)，框架處于彈性工作階段。

當?shù)卣鸩铀俣确颠_到204 cm／s2時，框架1、2、3層的位移突然增大，框架1層頂部正向加載最大位移為9.56 mm，反向加載最大位移為10.62 mm；框架2層頂部正向加載最大位移為20.21 mm，反向加載最大位移為22.31 mm；框架3層頂部正向加載最大位移為28.50 mm，反向加載最大位移為33.12 mm。梁兩端在疊加的負彎矩作用下，梁端上部與柱拼接處在荷載反復(fù)作用下出現(xiàn)裂縫，裂縫寬度為0.2～0.4 mm，與裂縫相交的預(yù)應(yīng)力筋接近屈服；由于預(yù)應(yīng)力筋具有良好的恢復(fù)能力，卸載后這些裂縫可以閉合。梁端底部受壓區(qū)牛腿和缺口梁出現(xiàn)水平向或斜向裂縫。由于預(yù)應(yīng)力筋的預(yù)壓作用，卸載后梁的變形能夠恢復(fù)，柱的變形卸載后不能完全恢復(fù)，框架呈現(xiàn)塑性性能。

圖3 框架（KJ－5）部分工況試驗位移時程曲線

3 試驗結(jié)果及分析

3.1 框架時程曲線

利用數(shù)據(jù)采集儀采集試驗數(shù)據(jù)，并對數(shù)據(jù)進行適當處理，得到框架1層、2層及3層的水平位移時程曲線及恢復(fù)力時程曲線。由于EI－centro波在前10 s的地震記錄中最大峰值加速度出現(xiàn)在2.12 s、4.48 s前后，試驗所得不同工況下框架位移時程曲線峰值出現(xiàn)在2.41 s、5.12 s附近，結(jié)構(gòu)位移反應(yīng)的最大值與輸入波加速度的最大值不發(fā)生在同一時刻，位移峰值滯后于加載峰值。這是由輸入波的頻譜與結(jié)構(gòu)的自振周期決定的，只有當結(jié)構(gòu)當前的自振周期與輸入波的頻譜接近時，其位移反應(yīng)才會在相近時段達到最大值［6］。

3.2 變形能力

對于單自由度結(jié)構(gòu)而言，結(jié)構(gòu)滯回曲線表達了結(jié)構(gòu)變形和恢復(fù)力之間的關(guān)系，反映了結(jié)構(gòu)的力學(xué)本構(gòu)關(guān)系，滯回曲線的切線斜率代表了相應(yīng)時刻結(jié)構(gòu)的剛度，而對于多自由度結(jié)構(gòu)而言，自由度上的位移、反力與結(jié)構(gòu)的變形、恢復(fù)力一般是不同的。多自由度上的位移往往是相關(guān)構(gòu)件變形的疊加［7］。

通過擬動力試驗，可得不同工況下框架各層位移和各層施加的作用力，進而可得框架層間位移及層間位移角見表1所列。

表1 不同工況下框架（KJ－5）最大位移和層間位移角

表1中數(shù)據(jù)均取最大值，但不一定在同一時刻出現(xiàn)。試驗框架在68、102 cm／s2工況下，各層最大層間位移角在1／368～1／513之間，滿足小震不壞的要求；在204 cm／s2工況下，各層最大層間位移角在1／137～1／193之間，較之前2個工況明顯變大，說明結(jié)構(gòu)已呈現(xiàn)塑性性質(zhì)，滿足中震可修的要求［8］。

根據(jù)擬動力試驗結(jié)果可以看出，在68 cm／s2及102 cm／s2工況下，各層最大位移基本不變，在204 cm／s2工況下，各層最大位移突變，明顯大于前2個工況，且隨著樓層的增大，上升速度加快，表明試件已呈塑性狀態(tài)。

加載至峰值加速度204 cm／s2時，框架底層柱出現(xiàn)可見裂縫，卸載后裂縫能夠閉合。由于梁柱節(jié)點處于雙向受壓狀態(tài)，節(jié)點核心區(qū)未見細微裂縫，處于彈性工作狀態(tài)?？蚣芰涸诔跏钾Q向荷載及作動器作用下，梁端底部受壓區(qū)開裂，梁截面剛度下降，導(dǎo)致框架整體剛度下降。由于預(yù)應(yīng)力筋的約束，兩端裂縫發(fā)展較慢，殘余變形小。

3.3 地震反應(yīng)分析

為了深入了解預(yù)壓裝配式框架在地震作用下的反應(yīng)特性，采用建筑結(jié)構(gòu)通用有限元分析軟件MIDAS／Gen，對試驗框架進行動力時程分析，得出其位移反應(yīng)，并與試驗結(jié)果進行比較。

軟件分析時按照框架實際尺寸及配筋進行建模，并采用與試驗相同的El－centro波，將其峰值加速度調(diào)整為68、102、204 cm／s23個工況，截取前10 s進行分析與輸出。軟件計算時分析時間步長取0.02 s［9］，采用子空間迭代法，并利用MIDAS／Gen的釋放梁端剛域功能，考慮梁、柱的半剛性連接，取梁端剛度為初始剛度的0.4～0.5。不同工況下計算位移時程曲線如圖4所示。

圖4 框架（KJ－5）部分工況計算位移時程曲線

不同工況下框架位移計算值Δcal與位移實測值Δexp的比較見表2所列，兩者較為接近，其中框架1層位移計算值與實測值之間存在一定誤差，計算值較試驗值偏小。

這是由于理論分析時，底層柱端按固定考慮，試驗過程中柱底端會產(chǎn)生移動。TUT軟件的誤差同樣不可忽視，由于TUT軟件采用瞬態(tài)剛度方法進行實驗誤差校正，瞬態(tài)剛度方法只有在結(jié)構(gòu)處于彈性范圍時，校正結(jié)果才是精確的，而試驗后期結(jié)構(gòu)已呈現(xiàn)塑性性能［10］。混凝土材料的離散性、數(shù)值計算方法的采用、阻尼的假定也是產(chǎn)生誤差的原因。

表2 不同工況下框架（KJ－5）位移計算值與實測值比較

4 結(jié) 論

本文通過一榀單跨3層預(yù)應(yīng)力混凝土裝配式框架擬動力試驗研究，了解了預(yù)壓裝配式預(yù)應(yīng)力混凝土框架的動力性能、變形能力及破壞機制，可得以下結(jié)論：

（1）單跨3層預(yù)壓裝配式預(yù)應(yīng)力混凝土框架在水平地震作用下具有良好的抗側(cè)能力，隨著試驗峰值加速度的增大，各層剛度有一個先增大后減小的過程，但未出現(xiàn)明顯退化。

（2）預(yù)壓裝配式預(yù)應(yīng)力混凝土框架具有良好的變形恢復(fù)能力，卸載后殘余變形很小，有效提高了框架整體抗側(cè)剛度?？蚣茏畲髮娱g位移角滿足“小震不壞、中震可修”的要求。

（3）框架梁跨中通過千斤頂預(yù)加豎向荷載，梁端已承受負彎矩作用，加載至峰值加速度為204 cm／s2時，框架梁端在疊加的負彎矩作用下，梁端接合部上部預(yù)應(yīng)力筋屈服，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”。

（4）梁柱節(jié)點處于雙向受壓狀態(tài)，節(jié)點核心區(qū)未見細微裂縫，處于彈性工作狀態(tài)，節(jié)點剛度沒有明顯退化，預(yù)壓裝配式框架可實現(xiàn)“強節(jié)點”。

（5）考慮梁、柱的半剛性連接，利用MIDAS／Gen計算了不同工況下的位移時程曲線，并與試驗值進行比較，兩者吻合較好。

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