新型裝配式干連接自復位框架結構理論分析和抗震性能有限元研究

韓良君 李 軍 葛元輝 李延昌 梁家棟 王榮棋 查曉雄

(1.深圳市特區(qū)建工科工集團有限公司, 廣東深圳 518034; 2.中鐵建設集團南方工程有限公司, 廣東深圳 511400; 3.哈爾濱工業(yè)大學(深圳)土木工程與環(huán)境工程學院, 廣東深圳 518055)

0 引 言

我國目前的GB 50011—2010《建筑抗震設計規(guī)范》中,推薦采用的是“三水準、兩階段”的抗震設計方法[1]。“三水準、兩階段”的抗震設計方法本質上來說是一種基于力的設計方法,通過荷載計算出結構的位移,驗證結構的位移是否滿足要求。然而,自復位裝配式結構要求震后無殘余變形,如果仍然采用基于力的設計方法,則會導致結構震后位移不可準確控制,結構出現(xiàn)殘余變形。為了解決這一問題,國外學者提出了基于位移的設計方法(簡稱DDBD),該方法先設定結構的目標位移,進而反算結構荷載是否滿足要求。

基于位移設計方法最早由Priestley[2]提出,并進一步完善。Priestley[3]認為基于位移的設計方法能更好地分析自復位框架的搖擺過程,實現(xiàn)基于性能的抗震設計。DDBD主要的思想是將多自由度結構體系轉換為等效單自由度結構體系。在相同位移下,等效單自由度結構體系與原結構的彈性剛度、等效質量、等效高度和等效黏滯阻尼都相同。本文將采用DDBD的方法對裝配式干連接自復位框架結構[3]進行設計。之后將采用有限元軟件ABAQUS建立裝配式干連接自復位框架結構,同時建立相同的現(xiàn)澆框架結構,進行整體的抗震性能分析,并對比兩種結構在地震作用下的反應。通過研究震后的最大層間側移、層間位移角、殘余層間位移角及地震響應等各項指標,評估罕遇地震下結構的地震響應。本文在提出的新型干連接自復位節(jié)點基礎上(節(jié)點如圖1[4]所示),對框架進行設計,并對其進行彈塑性動力時程分析。

a—干連接自復位節(jié)點梁端部構造;b—干連接自復位節(jié)點整體構造。圖1 新型干連接自復位節(jié)點Fig.1 New dry-connection self-centering joint

1 基于DDBD的框架整體性能設計

1.1 結構質量計算

采用DDBD的設計方法,對二榀五層框架進行設計。該框架共4跨,每跨跨度7.5 m,截面650 mm×400 mm,柱截面700 mm×700 mm,層高3.8 m?；炷翉姸鹊燃壊捎肅40。結構抗震設防烈度為8度(0.2g),設計地震分組為第一組,場地類別為Ⅱ類,場地的特征周期為0.35 s。對干連接自復位框架結構進行設計,結構各層質量如表1所示。

表1 建筑各層質量Table 1 Quality of each floor of the building t

1.2 等效單自由度體系

基于位移設計首先要考慮結構的非線性位移模式,根據(jù)Priestley[3]的結論,對于5層以上的框架結構,其位移模式可以按式(1a)計算,每一層的位移可以按式(1b)計算:

(1a)

Δi=δi(Δc/δc)

(1b)

式中:δi為第i層的位移模式;Δi為第i層的位移;Hi為第i層的總層高;Hn為結構總高度;Δc為關鍵樓層的位移;δc為關鍵樓層的位移形狀因子。對于框架結構,關鍵層位于首層,即:Δc=θdH1。其中,θd為首層設計層間位移角;H1為首層層高。

基于位移設計原理,通過式(2)將原結構等效為彈性振型與式(1)相同的單自由度線彈性結構,如圖2所示。

(2a)

(2b)

(2c)

式中:mi為第i層質量;Δi為等效單自由度體系水平位移。

根據(jù)Priestley[2]的推導,將結構的設計層間位移角通過式(1)和式(2a)可以計算得到等效單自由度體系的設計位移Δd,同理,根據(jù)結構屈服層間位移角,可以計算等效單自由度體系的屈服位移Δy,因此結構的延性系數(shù)μ=Δd/Δy。

圖2 等效結構示意Fig.2 The schematic diagrams of equivalent structure

1.3 計算基底剪力

本工程場地的地震分組為第一組,場地類別為Ⅱ類,設防烈度為8度,罕遇地震下,場地特征周期為0.4 s,加速度時程最大值為400 cm/s2。根據(jù)GB 50011—2010[1],依據(jù)式(3)計算加速度反應譜。加速度反應譜曲線如圖3所示。

(3)

式中:Sa為等效加速度;T為結構的自振周期;η1為下降斜率調(diào)整系數(shù);g為重力加速度;γ為衰減系數(shù);η2為阻尼比調(diào)整系數(shù);Tg為地震動特征周期;αmax為水平地震影響系數(shù)最大值。

根據(jù)式(4)可以計算出位移反應譜,如圖4所示。

圖3 加速度反應譜Fig.3 Acceleration response spectrum

(4)

規(guī)范[1]中使用的加速度反應譜的結構阻尼比為0.05,根據(jù)Priestley[3]的結論,實際無黏結后張體系的阻尼比根據(jù)式(5)計算。

圖4 位移反應譜Fig.4 Displacement response spectrum

(5)

其中λ=(MPT+MN)/Ms

式中:λ為結構的自復位比;MPT為預應力筋的彎矩貢獻;MN為軸向荷載的彎矩貢獻,對于梁MN=0;Ms為螺栓的彎矩貢獻。

根據(jù)文獻[5],由式(6a)計算設計位移反應譜折減系數(shù),式(6b)計算等效單自由度的設計位移。

(6a)

Δd(Te,5%)=Δd(Te)/η

(6b)

式中:η為設計位移反應譜折減系數(shù);ξeq為等效阻尼比;αsF為反應譜折減系數(shù);Δd(Te,5%)為阻尼比5%的位移反應譜;Δd(Te)為等效結構的位移反應譜。

由式(6b)計算得到Δd,根據(jù)圖4計算單自由度結構自振周期,進一步根據(jù)式(7)、式(8)可分別求得結構抗側剛度Ke、結構基底剪力VBase,最終計算得到結構基底剪力為1 597 kN。

(7)

VBase=KeΔd

(8)

1.4 基底剪力分布

基底剪力與樓層質量和位移成比例分布,根據(jù)文獻[6]對屋頂剪力取值的建議:在屋頂層額外施加10%的剪力,考慮更高模態(tài)產(chǎn)生的額外樓層剪力,頂層剪力分配系數(shù)按式(9a)計算,其余各層按照式(9b)計算?；卓偧袅υ趦砷蚣荛g平均分配,得到的每層剪力Fi見表2。

(9a)

(9b)

表2 各樓層剪力Table 2 Shear force of each floor

1.5 彈塑性狀態(tài)下內(nèi)力分析及截面設計

目前沒有文獻給出基于位移設計方法計算結構內(nèi)力的方法。Priestly[2-3]介紹了彈塑性反應階段時結構進行內(nèi)力分析的兩種思路:一種是平面框架靜力分析方法,另一種是平衡法。本文選擇基于平衡原理進行內(nèi)力分析?；谄胶庠硎侵笓?jù)內(nèi)力平衡原理推導,所以同樣適用于本文干連接自復位結構。

柱的彎矩承載力取決于截面內(nèi)的鋼筋以及作用在截面上的軸向荷載。如果每根柱子具有相同的縱向配筋率,但整個框架的軸向荷載不同,那么柱的彎矩承載力也將在整個框架內(nèi)變化。所以需要根據(jù)柱軸向荷載的需求,估算柱子需承受的彎矩作用,各柱的軸力由柱的自重、梁、樓板的重量和作用在樓板上的恒、活荷載來確定,其中,邊柱軸向荷載N邊柱=638 kN,中柱軸向荷載N中柱=942 kN。

從結構的整體平衡出發(fā),考慮總的傾覆彎矩由底層柱底局部彎矩與底層柱軸力形成的力矩共同抵抗,并假設柱軸力關于中間位置反對稱,對應的柱底剪力和柱底彎矩如圖5所示?？們A覆彎矩由式(10)計算:

MOTM=∑Mcol+NELBase=NELBase+

(10)

式中:γ為首層柱反彎點高度與柱高的比值,通常取0.6;Mcol為框架柱底彎矩;Vcol為底層柱剪力;NE為地震荷載作用下框架柱軸力;LBase為框架總跨度。

圖5 內(nèi)力分析相關參數(shù)示意Fig.5 The schematic diagram of relevant parameters of internal force analysis

表3 柱的軸向荷載Table 3 Axial loads of columns kN

根據(jù)文獻[6]對于柱底的彎矩計算分析過程如下:

對于B、C、D柱子,自復位比可以表示為λ=(MPT+MN)/Ms,對于本設計,由于在柱子上沒有設置無黏結預應力筋,故MPT=0。所以第i軸柱子軸力提供的彎矩MN,i和鋼筋貢獻的彎矩Ms如式(11)。

MN,i=λMs

(11a)

Ms=MN,i/λ

(11b)

同時定義柱軸力的彎矩貢獻系數(shù)αOTM和鋼筋的彎矩貢獻系數(shù)βOTM:

(12a)

(12b)

可以推導出:

Mcol,i=MN,i+Ms=MN,i+MN,i/λ=MN,i/αOTM

(13a)

(13b)

因為柱中軸力提供的彎矩只與每根柱的軸力有關,可以認為軸向荷載的彎矩貢獻與軸力成比例。即:

(14)

對于外柱A,根據(jù)柱B的軸力和彎矩計算柱A的彎矩如式(15)。

(15)

所以:

(16)

對于柱B、C、D,可通過軸力貢獻的彎矩進一步求出柱子彎矩:

(17)

對于底層柱,柱子的彎矩之和等于基礎剪力乘以反彎點高度:

∑Mcol=VBase·γHi

(18)

所以,當框架柱數(shù)量為ncol時,可以表示為:

(19)

所以:

(20a)

(20b)

故根據(jù)式(20)計算得到Mcol,B,C,D=39 kN·m,Mcol,A=250 kN·m,Mcol,E=393 kN·m。

表4總結了首層各柱的設計力矩,包括軸向荷載和縱向鋼筋的貢獻?？紤]各層梁剪力與柱軸力間的平衡關系,按各層層間剪力的比值分配得到各柱軸力,從而計算各層梁的剪力,見式(21)。

(21)

式中:Vb,i為第i層梁剪力;Vs,i為第i層層間剪力。梁端彎矩可通過式(22)計算,計算結果匯總于表5。

Mb,j=Vb,iLb/2

(22)

表4 首層柱的彎矩

在每一層上改變梁靴的尺寸是不經(jīng)濟的,因此,在本例中,五層樓被分為兩個不同的分組。首層和第二層用佩克公司BECO24梁靴,3～5層用BECO20梁靴。所以,在每組內(nèi)采用式(23)對其進行剪力平均分配。

(23a)

(23b)

第i層表柱面處的設計彎矩Mb,i由式(24)計算得出,計算結果見表6。

(24)

式中:hc為柱的寬度;Lb為梁長度。

表6 柱表面處的設計彎矩Table 6 Design bending moment of column surface

分析過程如下:

圖5 底層柱受力示意Fig.5 Schematic diagram of relevant parameters of internal force analysis

假設梁的正負彎矩相等(均等于Mb),并假定首層柱的彎矩在梁上端和下端均勻分布,則邊柱首層柱頂彎矩為:

(25)

(26)

首層柱剪力計算公式為:

(27)

因此,首層柱頂彎矩可以通過式(28)表示:

(28)

(29)

因此,根據(jù)邊柱首層柱彎矩是內(nèi)柱的一半,有:

(30)

Vcol,A=Vvol,A

(31)

(32)

對于n軸:

(33)

首層柱剪力之和等于基底剪力:

(34)

所以:

(35)

(36a)

(36b)

表7 柱剪力分布Table 7 Column shear distribution kN

表8 柱彎矩分布Table 8 Column bending moment distribution kN·m

經(jīng)上述計算,可得柱和梁的設計彎矩,對梁柱的彎矩配筋計算,詳細計算過程見文獻[4]。梁的配筋如圖7所示,其中首層及2層采用直徑為24 mm的5.6級螺栓,中間采用3根截面面積為140 mm2的預應力鋼絞線。3～5層采用直徑為20 mm的5.6級螺栓,中間采用2根截面面積為140 mm2預應力鋼絞線[7],箍筋直徑都為10 mm。柱的回復力由軸力提供,根據(jù)圖7,每根柱的縱向配筋率相同,而軸力的需求不同,故每根柱的自復位比不相同,需要計算整個結構的自復位比,并與設計期間使用的自復位比進行比較,如果存在顯著差異,則應根據(jù)修改后的自復位比重新設計?？蚣艿目傋詮臀槐雀鶕?jù)梁和柱的自復位比單獨進行計算,并根據(jù)整個框架的傾覆力矩進行加權。框架的總傾覆力矩等于柱底力矩加柱的軸向荷載乘以建筑物長度,梁的梁靴型號以及自復位比如表9所示。每層梁上的傾覆力矩貢獻由式(37)計算。

a—A柱; b—B～D柱; c—E柱。圖6 每層柱彎矩Fig.6 Column bending moment of each floor

(37)

a—首層及2層; b—3～5層。圖7 梁配筋示意Fig.7 Reinforcement diagrams of beams

表9 梁彎矩承載力、自復位比、傾覆力矩貢獻Table 9 Beam moment bearing capacity, self-centering ratios and overturning moment contribution

框架的總傾覆力矩通過式(38)計算:

(38)

因此,框架的總自復位比是通過每層梁的傾覆力矩貢獻和柱底傾覆力矩對框架的總傾覆力矩MOTM加權計算,如式(39):

(39)

表10 柱彎矩、軸向荷載、自復位比Table 10 Column bending moment, axial load, self-centering ratio

因此,框架的總傾覆力矩MOTM=16 131 kN·m,進一步計算得到總自復位比λ=1.22。與文獻[4]中設計的自復位比1.25進行比較,使用計算出的自復位比(1.22)進行重新設計,計算得到的基底剪力Vbase減少不到1%,因此可以直接采用原設計結果。

圖8 柱底連接構造 mmFig.8 Structural dravving of column end connection

2 動力彈塑性時程分析

采用有限元軟件ABAQUS,對所設計的自復位框架(KHFKJ)進行動力彈塑性時程分析,為了更好對比研究,同時對現(xiàn)澆框架(XJKJ)進行彈塑性時程分析,考察兩種結構在罕遇地震作用下的彈塑性行為,對比研究基于自復位性能的裝配式干連接框架抗震性能的優(yōu)勢。

2.1 鋼材本構關系

模型中鋼材共有螺栓、梁靴、耦合器及鋼筋,采用各向同性的雙線性強化模型,應力-應變關系曲線包括彈性階段和強化階段,強化階段的彈性模量Et=0.01Es,如圖9所示,梁靴由鋼板和鋼筋組成,鋼板采用S355J2+N型鋼,鋼筋采用B500B型鋼,S355J2+N為EN10025歐標鋼板的一種,相當于國標GB/T 1591—2007《低合金高強度結構鋼》的Q345D,屈服強度fy=345 MPa,其交貨狀態(tài)為正火,沖擊為-20 ℃的鋼材。B500B相當于GB 1499.2—2008《鋼筋混凝土用鋼 第2部分:熱軋帶肋鋼筋》的HRB500型鋼筋,也就是常說的五級螺紋鋼,屈服強度fy=500 MPa。根據(jù)梁靴的要求需要提供補充鋼筋,依據(jù)我國GB 50010—2010《混凝土結構設計規(guī)范》[8]補充箍筋選用HRB335型號鋼筋,屈服強度fy=335 MPa,補充縱筋選用HRB500型號鋼筋。選定S355J2型鋼耦合器,鋼筋采用B500B型鋼。本模型采用5.6級螺栓,屈服強度fy=300 MPa。鋼材的泊松比取0.3。

圖9 鋼材本構關系Fig.9 Constitutive relation of steel

2.2 混凝土本構關系

采用混凝土塑性損傷模型(CDP模型)對預制混凝土進行模擬,陶忠等[9]對CDP模型的相關參數(shù)進行了研究,對膨脹角ψ、拉伸子午線第二不變應力與壓縮子午線第二不變應力之比Kc、流動勢偏心率e,雙軸抗壓強度與單軸受壓強度之比fb0/fc以及黏性系數(shù)提出了參考值,并對上述參數(shù)分別取40°、0.1、1.16、2/3和0.000 1。

采用GB 50010—2010[8]的混凝土本構來模擬混凝土拉壓時的性能,該模型的等效本構關系如圖10所示,計算表達式如式(40):

(40)

其中ρc=fc,r/Ecξc,r,n=Ecξc,r/Ecξc,r-fc,r

x=ξ/ξc,r

式中各參數(shù)及意義詳見GB 50010—2010。

圖10 混凝土拉壓本構關系Fig.10 Tensile-compression constitutive relation of concrete

2.3 簡化及計算假定

本文節(jié)點模型建模分析時進行如下簡化和假定:

1)不考慮試件的初始幾何缺陷和殘余應力;

2)本文的耗能螺栓僅作應用方面的理論闡述,不做具體受力分析,建模時簡化為螺桿,且螺紋處的應力、應變狀態(tài)不是研究重點,因此不對螺紋精確建模;

3)建模時忽略螺栓孔與螺桿之間的空隙,螺孔與螺栓直徑相同;

4)為方便接觸設置,建模時螺栓和耦合器設置為同一部件。

2.4 單元設置和網(wǎng)格劃分

節(jié)點模型主要包括以下幾個部分,預制混凝土梁柱、梁靴、螺栓(柱內(nèi)預埋耦合器)、梁柱鋼筋、預應力筋。其中預制混凝土梁柱、梁靴、螺栓均采用C3D8R實體單元進行模擬。梁柱鋼筋采用T3D2桁架單元進行模擬?；炷亮褐W(wǎng)格尺寸為150 mm,螺栓、梁靴網(wǎng)格尺寸均為10 mm,其中對梁靴的螺栓孔進行適當加密處理,各部件網(wǎng)格劃分如圖11所示。

a—節(jié)點細部網(wǎng)格圖; b—螺栓網(wǎng)格圖; c—梁靴和鋼筋網(wǎng)格圖。圖11 框架節(jié)點有限元模型及細部網(wǎng)格劃分Fig.11 The finite element model and detailed meshing of frame joints

2.5 約束和接觸定義

在本模型中,將梁柱的縱向鋼筋和箍筋合并成一個部件,以提高鋼筋籠的整體工作性能,在整體模型中嵌入鋼筋網(wǎng)單元,不考慮鋼筋與混凝土的黏結滑移關系;耗能螺栓采用一部分內(nèi)置到柱中,一部分與梁靴的螺栓孔內(nèi)壁采用tie進行綁定,保證受力時各部件的變形保持一致,并在螺栓上設置無黏結段來耗能。

對于梁柱節(jié)點開縫面的模擬是有限元模擬的關鍵之處,由于干連接自復位節(jié)點處以受彎為主,假定梁柱截面連接部分可以提供足夠的抗剪能力,防止梁發(fā)生側向平移,同時沿著位移加載方向發(fā)生自由抬升。Kurama[10]采用ABAQUS中“間隙接觸”來模擬梁柱節(jié)點張開和閉合的屬性。在本節(jié)中,梁與柱接觸面法線方向定義為“硬接觸”,可以在接觸后產(chǎn)生分離,符合自復位節(jié)點搖擺的特點。切線方向定義為“粗糙”,即接觸后不產(chǎn)生相對滑移。

關于預應力筋與混凝土之間無黏結效應的模擬是先建立有黏結預應力筋的模型,提交分析,再次導入inp文件,將預應力筋的端點與梁柱端點進行MPC梁的約束,來模擬實際中無黏結預應力筋與梁柱端協(xié)同變形。將預應力筋網(wǎng)格中的節(jié)點與梁柱網(wǎng)格節(jié)點采用耦合約束進行設置,同時釋放預應力筋方向上的約束來模擬實際情況中后張預應力筋與梁柱的無黏結狀態(tài),如圖12所示。

ABAQUS提供了多種模擬預應力的方法,本文采用降溫法模擬初始預應力。等效降溫法的原理是通過給材料降溫,使材料收縮而產(chǎn)生初始預應力效應。施加的溫度場變量采用式(41)進行計算。

圖12 無黏結預應力的有限元模擬Fig.12 Finite element simulation of unbonded prestress

(41)

式中:Δt為所需施加的溫度場變量;F為預應力筋施加的預應力;α為預應力筋的膨脹系數(shù);E為預應力筋的彈性模量;A為預應力筋的面積。

2.6 分析模型及加載

模型基底近似采用剛性連接,不考慮周圍土體對上部結構的影響,框架的模型如圖13所示,加載方式采用加速度時程曲線加載,如圖14所示。取一榀框架進行8度(0.2g)罕遇地震分析,地震波時程曲線峰值調(diào)整為400 cm/s2。為了觀察結構的自復位性能,在加載完成后繼續(xù)在分析步中設置10 s時間,觀察結構在加載完成后的殘余變形情況。

a—整體模型; b—梁柱節(jié)點局部放大。圖13 自復位框架模型Fig.13 Self-centering frame model

圖14 地震波時程曲線Fig.14 Seismic wave time-history curves

2.7 計算結果及分析

地震作用下,結構頂點位移見表11,結構模型在x,y方向的樓層最大側向位移、層間位移角、殘余層間位移角以及結構的頂點位移時程曲線如圖15～圖18所示。8度設防烈度下,自復位框架(KHFKJ)的側向位移最大值出現(xiàn)在首層,越往上側向位移越小,最大值為8.65 mm;最大層間位移角0.22%。而現(xiàn)澆框架(XJKJ)的側向位移最大值出現(xiàn)在第二層,最大值32.22 mm,最大層間位移角為0.8%?？梢钥闯?自復位框架的最大側移和層間位移角均小于現(xiàn)澆框架,且小于規(guī)范限值(1/50)。

表11 結構最大層間位移角Table 11 Maximum inter-story displacement angles of the structure

從圖18可以看出,自復位框架(KHFKJ)的時程位移均小于現(xiàn)澆框架(XJKJ),自復位框架結構的變形遠小于現(xiàn)澆框架。由于地震中,梁柱截面張開和關閉帶動螺栓消耗能量,而現(xiàn)澆框架只能靠混凝土塑性鉸的產(chǎn)生來消耗能量,導致更大的側移。在地震結束后,自復位結構的殘余位移角遠小于現(xiàn)澆結構,震后自復位明顯。

圖15 最大樓層位移Fig.15 Maximum floor displacement

圖16 最大層間位移角Fig.16 Maximum inter-stong displacement angles

圖17 殘余層間位移角Fig.17 Residual inter-story displacement angles

圖18 結構頂點位移時程曲線Fig.18 Time-history curves of structural apex displacement

自復位框架(KHFKJ)和現(xiàn)澆框架(XJKJ)混凝土塑性損傷云圖如圖19所示,現(xiàn)澆框架主要是以主體結構柱腳的塑性變形來實現(xiàn)耗能,而自復位框架主要依靠梁柱間的無黏結螺栓拉壓屈服耗能;自復位框架因側移較小和混凝土塑性損傷小可以更好地實現(xiàn)結構自復位功能機制。

a—現(xiàn)澆框架混凝土損傷云圖; b—自復位框架混凝土損傷云圖。圖19 現(xiàn)澆框架與自復位框架塑性對比Fig.19 Comparisons of plastic deformation between cast-in-situ frame and self-centering frame

圖20 不同初始預拉力下自復位框架頂點位移時程曲線Fig.20 Time-history curves of apex displacement of self-resetting frames with different initial pretension

2.8 初始預拉力對框架結構性能的影響

為了更好探究初始預拉力對自復位框架結構震后性能的影響,分別對初始預拉力為397,597,797 kN的干連接自復位框架進行時程分析,時程分析曲線如圖20所示;地震過程中截取的同一時刻混凝土塑性損傷如圖21所示。

從圖20可以看出,當初始預拉力為397 kN時,框架的殘余變形跟初始預拉力597 kN的框架相比,增加了3倍,這是因為初始預應力的減小,導致節(jié)點的自復位比減小,故殘余變形增大;當初始預拉力為797 kN時,框架的殘余變形跟初始預拉力597 kN的框架相比,增加了92%,這是因為隨著初始預應力的增加,節(jié)點的初始剛度也會增加,導致節(jié)點的零壓彎矩增加,更加接近于現(xiàn)澆節(jié)點,節(jié)點不能夠通過搖擺來消耗能量,故混凝土的損傷增加,導致殘余變形增加。如果節(jié)點的初始預拉力過小,節(jié)點打開時可能會導致預應力筋拉應力超過其屈服強度,導致節(jié)點的自復位性能降低,結構的殘余變形增加,影響結構震后修復成本。因此在實際設計干連接自復位框架時,要按照前面介紹的基于位移的設計方法求解基底剪力并得到結構內(nèi)力,再根據(jù)文獻[4]進行節(jié)點設計,過大或過小的初始預拉力都不能很好地達到自復位效果。

a—初始預拉力397 kN; b—初始預拉力597 kN; c—初始預拉力797 kN。圖21 框架混凝土塑性損傷云圖Fig.21 Nephogram of plastic damage of frame concrete

3 結 論

本文采用新型干連接自復位節(jié)點形式,基于DDBD的設計方法對干連接自復位框架進行設計,并通過有限元軟件ABAQUS對設計框架進行罕遇地震下的動力彈塑性分析,得到以下主要結論:

1)按照自復位比λ=1.25設計節(jié)點連接部件和梁靴, 反算得到一個新的自復位比,并采用該自復位比計算結構基底剪力,與設計基底剪力相差不到1%,說明設計時采用平衡原理進行內(nèi)力分析的可行性。

2)從罕遇地震作用下結構的頂點位移響應可以看出結構整體較為穩(wěn)定,說明結構處于完好狀態(tài),沒有發(fā)生倒塌破壞,滿足罕遇地震下抗震設防要求;自復位框架在地震作用下的層間側移、層間位移角、殘余位移角、位移時程曲線均遠小于現(xiàn)澆框架,相對現(xiàn)澆框架,柱腳幾乎無損傷,梁柱節(jié)點處的螺栓有明顯的塑性變形,梁柱節(jié)點主體保持彈性,實現(xiàn)了損傷集中的設計理念;因螺栓易于更換,故基于自復位性能的裝配式干連接框架具備震后自復位并可快速修復投入正常使用的優(yōu)良特性。

3)當初始預應力大于或小于設計值時,都對自復位干連接框架的震后性能造成影響,過大或過小的初始預應力不能達到預期的自復位效果。