地震作用下現澆與預制梁柱連接的差異分析

闞和順 （中國建筑第二工程局有限公司，北京 100000）

1 引言

近年來，預制混凝土（PC）建筑在我國蓬勃發展，并已成為傳統現澆混凝土建筑的替代品[1]。政府部門也出臺了一系列政策，強制預制混凝土建筑在新建結構中達到一定比例，從而促進預制混凝土建筑發展和建筑業轉型。目前預制混凝土主要用于建造一些低層工業廠房和臨時房屋，這類建筑物的抗震等級通常較低，因此對抗震性能的要求也較低[2]。預制方法滿足了此類建筑快速施工和節約成本的初衷，因此具有良好的適用性。但隨著我國近些年地震的發生，因此需要提高預制混凝土建筑的抗震等級[3]。預制混凝土建筑的抗震性能會受到預制部件連接行為的影響。在各種連接中，梁柱連接對框架結構最為關鍵，這也是目前眾多研究人員研究的重點方向。目前，預制梁柱連接呈現出多元化的發展趨勢，新的結構形式不斷涌現。學者們經常使用實驗研究來評估新的連接方法是否有潛力推廣到實際中運用[4]。相關的仿真方法和參數分析主要集中在預制結構本身。然而，仿真節點中的非線性特性與現澆混凝土接頭不同，且這些差異對整個結構的影響尚不清楚。

基于此，重點研究了預制節點和鋼筋混凝土節點非線性行為的差異，提出了兩種節點的無量綱滯回模型。并通過非線性靜力分析和動力時程分析，研究了不同結構的抗震性能差異。根據分析結果，對預制框架的應用提出了合理化建議。

2 結構模型與非線性靜力分析

2.1 框架模型概述

為進一步了解強震作用下預制框架結構與現澆框架結構在抗震性能上的差異，設計了具有代表性的框架結構模型[5]。根據規范標準要求[6]，抗震設防烈度為8 度，設計加速度為0.2g，特征場地周期為0.4s?？蚣艿牧⒚鎴D如圖1 所示，結構設定為八層，每層高度為3.0m，梁跨度為6.0m。梁上的均布荷載來自梁上的填充墻荷載以及半跨（3.9m）樓板的恒荷載和活荷載，而接縫上的集中荷載來自縱向墻荷載。梁柱混凝土等級為C40，抗壓強度為26.8N/mm2。鋼筋類型為HRB400，屈服強度為400N/mm2，極限強度為540N/mm2。截面尺寸和配筋信息如表1 所示。在非線性模型中，梁鉸鏈和柱鉸鏈都設置在桿件末端。梁鉸鏈的承載力骨架通過分段加固計算，以定義彎曲彈簧并分配相應的滯后規則，而柱鉸鏈采用P-M2-M3 鉸鏈。

表1 框架截面鋼筋

圖1 框架荷載和鉸鏈布置位置

如表2 所示，考慮了三種結構形式的七種非線性行為。作為參考，鋼筋混凝土節點具有良好的性能指標。對于PCE接頭，若屈服早，則承載力下降會更早?？紤]到PCE 節點的承載能力不足，應將其骨架曲線的彎矩減少20%，從而獲得PCE-S 節點。同時考慮到PCE 節點的延性不足，應將旋轉角度減小到0.025，從而獲得PCE-D 接頭。PCH 接頭設計為當接頭屈服時，耗能鋼筋的彎矩比例約為30%。且考慮到鋼筋的脆性斷裂，認為當轉角達到0.02 時，PCH 節點的耗能鋼筋將全部失效，失效后節點將失去耗能能力，只有預應力筋工作。由于PCH 節點耗能鋼筋配置率不足，因此設計了一種非線性彈性PCH-T 節點，其參數與PCH 節點相同，但不具有耗能能力。

表2 結構連接形式

2.2 靜力彈塑性分析

為了掌握結構的整體力-位移行為，首先對每個框架進行Pushover 分析。采用倒三角形分布的側向荷載，并考慮了結構的P-Δ 效應。當結構的總位移角（頂部位移與總高度的比值）達到1/25時，停止加載。

為了比較不同結構的靜力彈塑性結果，引入了四個特征點。①屈服點。當達到屈服點時，表明整個結構開始屈服[7]。同時本文采納了其他學者的建議，并使用最遠點法確定結構的屈服點。②極限點。當結構中任何樓層的位移角達到1/50（規范標準中的變形極限）時，極限點為靜力彈塑曲線上的對應點。③坍塌點。即承載力降至極限點80%時的對應點，用于評估結構的延性能力。④柱屈服點。當塑性鉸首次出現在柱上時，它是推覆曲線上的對應點。各種結構的推覆曲線和特征點如圖2所示。

圖2 框架靜力彈塑曲線

根據屈服前剛度，模擬框架在受設計地震作用后會出現較低的二次剛度，在連接強度不足的情況下尤其明顯。這是由于模擬連接中梁端界面的過早開裂。因此，在設計這類預制框架時，必須使結構提前達到一定強度[8]，否則，在設計地震作用下，結構會發生破壞，增加地震后的修復成本。計算PCE-S 框架的超強系數Rs(如式1 所示)，其中Vp為峰值承載力，Vd為設計地震力，設定為2.16，因此，建議仿真框架的超強系數至少為2。

通過觀察各種結構的屈服點，可以發現仿真框架在現澆框架之前屈服，而PCE-S 框架的節點強度降低導致結構屈服較早。因此，在根據強柱和弱梁原理進行設計時，框架結構的屈服由梁控制，而梁在仿真框架中的早期屈服會延遲結構柱的屈服。對于極限點，每個框架的位移值相對接近[9]。模擬框架極限點處的承載力不同程度的降低，這是由于框架梁的強度不斷退化造成的。非仿真框架的承載力在極限點略高，但此時，由于鋼筋的脆性斷裂，PCH-F 框架的承載力降低。當斷裂發生時，結構的整體位移角約為1.5%，遠低于設定的斷裂關節旋轉角（2.0%）。因此，在設計非仿真框架時應注意能量耗散鋼筋的延展性。通過比較結構的倒塌點，可以發現模擬框架的延性儲備能力大大降低。當節點的延展性小于2.5%時，結構將在極限點后迅速倒塌。因此，建議整體預制接縫至少能夠達到2.5%的旋轉角度。

2.3 結構的位移響應

為了解不同預制框架的動態響應特征，采用直接積分法進行了罕遇地震（PGA 為400gal）和極罕見地震（PGA 為600gal）下的動態時程分析。如果某一樓層的層間位移超過上述特征點C 的轉角值，則該結構將被視為倒塌。在罕見的地震中，只有PCE-D 框架在第1 次地震作用下倒塌，因此節點延性的降低將對結構造成最不利的影響。圖3（a）、（c）繪制了罕見地震中2～8 次地震作用下每個框架的平均最大樓層位移。與鋼筋混凝土框架相比，仿真框架上層的變形顯著增加，而非仿真框架各層的變形普遍增加，其峰值位移響應高于仿真框架。在極為罕見的地震中，PCE-D 框架在1～3 次地震作用下倒塌，PCH-F 框架在1 次和2 次下倒塌。所有預制框架在第1 次下的位移超過規范規定的1/50。圖3（b）、（d）顯示了極為罕見地震中4～8次地震作用下每個框架的平均最大樓層位移，各結構的最大層間位移呈現出相似的規律。因此，對于模擬框架，應注意上部結構的位移響應，對于非模擬框架，則應注意結構構件和非結構構件在樓板變形下的損壞。

圖3 罕見和極罕見地震下的最大樓板位移分布

2.4 討論

本文提出的兩類典型現澆混凝土節點的非線性分析模型是大量實驗工作的結果，因此具有普遍的代表性。在非線性分析中，充分考慮了現澆混凝土節點的退化效應。雖然部分參數是經驗定義的，但本文的分析方法和結果仍具有重要的參考價值。工程設計人員可以將這種方法擴展到實際三維現澆混凝土結構的非線性分析。

3 結論

本文研究了典型預制節點和現澆混凝土節點兩種非線性行為的差異，并分析了這些差異對結構抗震性能的影響。通過研究和分析得出以下主要結論。

①仿真連接節點與現澆節點的主要區別是會較早開裂，導致承載力過早退化，這主要是由于預制節點的梁柱節點處存在新老混凝土界面。采用無量綱骨架模型可以很好地描述仿真連接節點與鋼筋混凝土節點之間的非線性行為差異。

②從力-變形關系的角度來看，預制框架與現澆混凝土框架的主要區別在于峰值承載力的大小和超出極限點承載力的下降速度，建議在設計中模擬框架的最小超強系數應為2。

③與現澆混凝土框架相比，仿真框架上層的位移響應顯著增加，非仿真框架各樓層的位移響應普遍增加。與承載力不足相比，節點延展性不足會對結構的抗塌陷性造成最不利的影響。