可恢復功能的裝配式預應力鋼框架擬動力試驗研究

張愛林, 張艷霞, 趙　微, 費晨超(1.北京工業大學 建筑工程學院，北京　10014； . 北京建筑大學 工程結構與新材料北京市高校工程研究中心， 北京　100044; 3. 北京工業大學 北京市高層和大跨度預應力鋼結構工程技術研究中心，北京　10014)

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可恢復功能的裝配式預應力鋼框架擬動力試驗研究

張愛林1,3, 張艷霞1,2, 趙微2, 費晨超2(1.北京工業大學 建筑工程學院，北京100124； 2. 北京建筑大學 工程結構與新材料北京市高校工程研究中心， 北京100044; 3. 北京工業大學 北京市高層和大跨度預應力鋼結構工程技術研究中心，北京100124)

摘要：針對高層建筑，提出了腹板摩擦耗能的可恢復功能裝配式預應力鋼框架結構體系和性能化設計目標。并設計了一個3×5跨4層原型結構，進行了0.75倍縮尺的子結構擬動力加載試驗。試驗結果表明:裝配式預應力鋼框架具有良好的開口閉合機制，震后能夠自動復位和恢復結構功能。試驗結束后，鋼絞線索力損失在8%以內，說明鋼絞線、錨具性能和鋼預應力的施加方法是可靠的。結構實現了“多遇地震無開口、無損傷，設防地震開口耗能且主體結構無損傷、罕遇地震結構損傷很小能正常使用，超罕遇地震主體結構損傷較小且仍能正常使用”的性能化設計目標。

關鍵詞：可恢復功能的裝配式預應力鋼框架；擬動力試驗；性能化設計目標

可恢復功能預應力鋼框架結構能夠發揮預應力鋼結構的優勢，在強震發生后具有控制結構損傷，減少或消除殘余變形，震后容易修復等優點受到了國內外學者廣泛的關注。國內外研究主要集中在不同耗能裝置的預應力鋼框架的結構性能上,其中研究最多的有角鋼耗能[1]、耗能棒耗能[2]、上下翼緣摩擦耗能[3-4]和腹板摩擦耗能[5-9]等。我國高層建筑較多，國外提出的可恢復功能預應力鋼框架體系(Resilient Prestressed Steel Frame，RPSF)如果用于高層建筑中，需要高空張拉預應力鋼絞線，施工難度大、施工周期長。作者對此提出了一種腹板摩擦耗能的可恢復功能裝配式預應力鋼框架體系(Resilient Prefabricated Prestressed Steel Frame，RPPSF)，該體系能夠實現在施工現場地面張拉預應力鋼絞線，柱翼緣無需開孔穿鋼絞線，梁柱節點只需像傳統梁柱節點一樣采用栓焊混合的方法進行連接。從而降低了施工難度，提高了施工質量同時縮短工期。本文在已經完成的裝配式預應力鋼框架梁柱節點試驗的基礎上對該體系平面框架進行子結構擬動力試驗,進一步研究和探討該體系的抗震性能。

1裝配式預應力鋼框架典型節點構造

預應力鋼框架節點構造如圖1所示，腹板摩擦耗能的預應力鋼框架梁腹板與柱采用剪切板和高強螺栓連接，梁翼緣與柱通過預應力鋼絞線連接，剪切板和高強螺栓同時作為耗能裝置。裝配式預應力鋼框架節點構造如圖2所示，其中鋼梁包括中間梁段和兩短梁段，三者通過中間梁腹板兩側剪切板、耗能用高強螺栓、豎板及預應力鋼絞線連接，短梁段上焊有用于加強的橫向加勁肋和縱向加勁肋，同時用于放置鋼絞線的錨固端。中間梁段腹板與高強度螺栓對應位置設置長孔，允許高強螺栓發生相對滑移耗散能量。中間梁段腹板和剪切板間夾有黃銅板，用以保證穩定的摩擦系數。

圖1　預應力鋼框架節點構造Fig.1 Details of RPSF connection

圖2　裝配式預應力鋼框架節點構造Fig.2 Details of RPPSF connection

當地震作用達到一定程度時，中間梁段與連接豎板的接觸面一端脫開，詳見圖3，腹板高強螺栓摩擦耗能，從而避免或減少了鋼框架梁和柱等主體構件的損壞。地震作用后，鋼框架在預應力作用下可以自動復位，恢復了結構原有的功能。

圖3　RPPSF節點脫開示意圖Fig.3 Schematic of RPPSF gap opening

2原型結構和試驗模型

2.1原型結構

參照國內外研究成果[10-13]，結合裝配式預應力鋼框架特點和《建筑抗震設計規范》[10]，提出了“多遇地震無開口、無損傷，設防地震開口耗能且主體結構無損傷、罕遇地震結構損傷很小能正常使用，超罕遇地震主體結構損傷較小且仍能正常使用”的性能化設計目標(性能化設計另文發表)。按此原則設計了一個采用腹板摩擦耗能的裝配式預應力鋼框架的4層原型結構，設計使用年限50年，安全等級二級，抗震設防類別為重點設防類，設防烈度為8度，設計基本地震加速度為0.2 g，場地類別為Ⅲ類。樓面恒載包括樓板自重取7.0 kN/m2，樓面活載取2.0 kN/m2，屋面活載2.0 kN/m2，雪荷載按北京地區100年一遇取值0.45 kN/m2。結構平面如圖4所示，橫向3跨，縱向5跨，每跨跨度為8 m，首層層高3.9 m，2～4層層高均為3.6 m。圖4中長方形高亮框選的梁柱截面為框架柱和框架梁，梁柱節點為裝配式預應力連接方式，框架柱采用箱形截面，截面尺寸為□400×400×34，框架梁截面尺寸p88×300×12×20，其余梁柱節點采用鉸接連接，柱截面尺寸□400×400×30，梁截面尺寸p88×300×12×20。耗能用螺栓和梁柱連接螺栓規格為M24，鋼絞線采用1×19、極限強度為1 860 MPa的鋼絞線，公稱直徑21.8 mm，公稱面積為312.9 mm2，屈服力值Ty為540 kN，極限力值Tu為591 kN。

圖4　原型結構平面圖(單位：mm)Fig.4 Plane schematic of prototype structure

2.2試驗模型

本試驗采用子結構擬動力試驗方法，選取柱腳易出現塑性的底層中間一榀裝配式預應力鋼框架作為試驗子結構，基本處于彈性狀態的二到四層框架作為計算子結構，如圖5所示。

圖5　試驗結構示意圖Fig.5 Structural schematic of experiment

考慮試驗條件，對原結構縮尺0.75倍，試驗模型框架柱與原型結構軸壓比相同，開口臨界彎矩與長梁截面塑性極限彎矩之比與原模型相同。試驗模型詳細尺寸如圖6所示。層高3.15 m，跨度6 m，框架柱截面尺寸h100×300×20×30，中間梁段截面尺寸p50×250×14×16，短梁段截面尺寸p82×250×14×30，柱加勁肋厚為30 mm，短梁橫向加勁肋和縱向加勁肋厚度分別為30 mm和20 mm，連接豎板厚為30 mm，中間梁段翼緣加強板厚為16 mm，長度800 mm，耗能用螺栓為8個10.9級M24扭剪型高強螺栓，梁柱連接螺栓為8個10.9級M20扭剪型高強螺栓。預應力鋼絞線采用8根1×19-1860鋼絞線。單根預應力鋼絞線初始預應力值取0.25Tu。

圖6　試驗框架詳圖Fig.6 Details ofspecimen RPPSF

2.3材料性能

試件截面的厚度分別為14 mm、16 mm、18 mm、20 mm、30 mm五種，鋼材的牌號為Q345B，試件材料力學性能試驗[14]結果見表1。鋼絞線材性試驗結果見表2。螺栓采用10.9級扭剪型高強螺栓，黃銅板與鋼板之間的摩擦系數經檢測機構測試為0.34～0.38。

3試驗方案

3.1加載裝置和輸入參數

整個試驗采用子結構擬動力試驗方案，試驗采用由湖南大學郭玉榮教授等人開發的多層結構遠程協同擬動力實驗平臺 (NetSLab_MSBSM1.0.0)。 由于試驗

表1　標準板狀試樣拉伸試驗數據

表2　鋼絞線材性試驗

框架跨度較大，實驗室條件所限，柱頂上不容易施加軸向壓力，因此軸向壓力通過預應力豎索施加，鋼絞線仍然采用公稱直徑21.8 mm的1×19-1860鋼絞線。施加的索力大小為189 kN。側向力由200 t作動器施加，試驗加載裝置示意圖和照片如圖7和8所示。作動器施加的位移來自試驗平臺結構輸入地震波計算的結果，計算子結構需要輸入樓層質量和理論層間恢復力模型，樓層質量按照原型樓層質量和相似關系輸入地震質量。因為每個樓層共有八根框架柱承受側向力，試驗模型有兩根框架柱，所以原形樓層質量為整個樓層質量的四分之一。理論層間恢復力模型為課題組提供的如圖9所示的雙旗幟模型，輸入參數有開口前剛度K1、開口后剛度K2、臨界開口時的位移d1和最大開口轉角時的位移d2。具體參數取值通過平面框架有限元推覆分析并結合圖9所示的理論層間恢復力模型獲得，詳見表3。

圖7　試驗加載裝置示意圖(單位:mm)Fig.7 Test setup

圖8　試驗加載裝置示意圖Fig.8 Test photograph

圖9　理論層間恢復力模型Fig.9 Theretical story hysteresis model

3.2加載制度

選取Taft、LOS000和EL-Centro三條地震動進行試驗，圖10～圖12給出了三條地震動時程曲線，將三條地震動峰值調整至0.4 g，并利用SeismoSignal軟件將時程曲線轉換為加速度反應譜，如圖13所示。原模型第一周期為1.23 s，由此可見，所用地震時程記錄幅值與持時滿足規范要求，反應譜曲線與規范譜曲線在自振周期處也基本吻合。

表3　擬動力試驗輸入的參數

試驗按照8度多遇、設防、罕遇和8度半罕遇四個不同的震級，分別輸入不同加速度峰值0.07 g、0.2 g、0.4 g和0.51 g的地震加速度記錄，三條地震動時間步長0.01 s，考慮縮尺比例，調整時間步長為0.008 6 s。阻尼比取0.05。輸入地震動之前先進行預加載測量試驗子結構的實際剛度，作為下一步計算的依據。

3.3測量內容

(1) 荷載的測量：作動器自帶荷載傳感器測量試驗過程中往復荷載的變化。

(2) 預應力鋼絞線索力的測量：采用16個50 t壓力傳感器用來實時記錄加載過程中梁和柱的鋼絞線索力的變化。

(3) 螺栓壓緊力的測量：螺栓應變計實時記錄加載過程中耗能螺栓壓緊力的變化。

圖10 Taft波時程曲線Fig.10Taftgroundmotionrecord圖11 LOS000波時程曲線Fig.11LOS000groundmotionrecord圖12 EL-Centro波時程曲線Fig.12EL-Centrogroundmotionrecord圖13 加速度反應譜Fig.13Accelerationresponsespectrum

(4) 位移的測量：如圖14所示。節點開口處設置8個直線位移電位計，測量開口寬度；作動器自帶位移傳感器記錄加載位置構件側向位移值；在東側柱頂布置1個量程為150 mm的位移計記錄柱頂位移，在東西兩柱底分別布置兩個量程為50 mm的位移計記錄柱腳的水平滑移量。

圖14　位移計布置示意圖Fig.14 Arrangement of displacement meter

(5) 應變的測量：分別在柱翼緣、柱腹板、梁上下翼緣及梁腹板縱橫方向粘貼應變片，用于測量加載過程中各位置的應變變化，具體布置如圖15所示。

圖15　應變片布置示意圖Fig.15 Arrangement of strain gauges

4試驗結果分析

4.1樓層位移響應

在8度多遇、設防、罕遇和8度半罕遇地震作用下，Taft波、LOS000波、EL-Centro波結構側移的時程曲線如圖16所示，圖中均選取了地震動典型的15 s。東西側試驗數據均列于表4中。由于作動器作用于西側梁上，結構剛度不對稱，西側側移和東側側移往往不一致，且西側位移為作動器外位移，為此下面討論結構的性能時以未加作動器的東側框架柱為例進行。從各級數據看，均是EL-Centro波作用下位移響應最大。在多遇地震作用下，試驗框架最大位移響應為17.21mm，最大層間位移角1/218超出了文獻[10]中彈性位移角1/250的限值。在設防地震作用下，框架最大位移響應為30.65 mm，最大層間位移角為1/103。在罕遇地震作用下，最大位移響應為62.2 mm，最大層間位移角為1/50，正好達到了文獻[10]鋼框架彈塑性位移角1/50的限值。在8度半罕遇地震作用下，最大位移響應71.53 mm，最大層間位移角分別1/44，已經超出了文獻[10]鋼框架彈塑性位移角1/50的限值。圖17為0.2 g、0.4 g和0.51 g地震動作用下試驗框架柱最大位移時的照片。

圖16　三條地震動下結構位移時程曲線Fig.16 Lateral displacement time history from EL-Centro,LOS000 and Taft

地震波峰值加速度最大位移/mm最大層間位移角/rad最大開口轉角%rad最大殘余轉角%rad東側西側東側西側東側西側東側西側Taft8.289.281/3801/339————0.07gLOS00012.6513.341/2491/236————EL-Centro17.2119.391/2181/162————Taft20.2823.291/1551/1350.260.410.020.030.2gLOS00024.6733.851/1281/930.410.650.030.07EL-Centro30.6541.081/1031/770.630.890.020.03Taft33.2444.901/951/700.811.060.180.010.4gLOS00044.0255.551/721/570.781.230.060.13EL-Centro62.2081.371/501/391.922.780.040.09Taft43.7358.101/781/541.041.650.060.020.51gLOS00053.9166.111/581/481.532.000.110.31EL-Centro71.5391.801/441/342.543.230.240.07

圖17　試驗框架柱最大位移時的照片Fig.17 Photograph of maximum displacement of frame column

4.2裝配式預應力梁柱節點開口

由表4可知，在多遇地震下，節點無開口。在設防地震作用下，西側加載端節點開口大于東側節點開口，最大開口轉角為EL-Centro地震動下的0.89%。最大的殘余轉角為LOS000波作用后，數值為0.07%。在罕遇地震作用下，最大開口轉角為2.78%，最大殘余轉角為0.18%。在8度半罕遇地震作用下，最大開口轉角為3.23%，圖18 (a)～(b)為框架節點的東、西側最大開口時的照片。最大殘余轉角為0.31%，節點基本回到原始位置，如圖18 (c)～(d)所示。試驗結果證實了裝配式預應力鋼框架節點表現出較好的開口閉合機制，結構具有良好的自動復位能力。同時試驗框架中選用的腹板摩擦耗能裝置在不影響樓板和下翼緣空間布置的前提下，取得了良好而穩定的耗能效果。

圖18　8度半罕遇EL-Centro地震動下節點照片Fig.18 Connection photograph from EL-Centro(PGA=0.51 g)

4.3滯回性能

4.3.1滯回曲線

在多遇地震作用下，滯回圖形基本為線性，結構無塑性發展。此時試驗框架與剛接框架受力性能基本相同。圖19中列出了EL-Centro波在8度多遇、設防、罕遇和8度半罕遇地震作用下力-位移曲線。在設防地震作用下，由滯回模型可以看出，滯回環開始出現，這是因為在設防地震時梁柱節點已有最大寬度3.86 mm的開口，高強螺栓開始摩擦耗能。在罕遇地震作用下，滯回環已基本形成。摩擦耗能較0.2 g時有所增加。在8度半罕遇地震作用下，滯回環完全形成，框架摩擦耗能較0.4 g時又有所增加。

4.3.2耗能能力

結構的耗能能力可用耗能系數來定量分析，即是指滯回環包圍面積與彈性應變能的面積之比。各級地震作用下結構耗能系數如表5所示。在多遇地震作用下，沒有形成滯回環，能量耗散系數為0。設防地震EL-Centro地震波作用下，梁柱節點發生開口，開始形成滯回環，結構耗能系數為0.26，同一條地震動作用下，隨著地震加速度峰值的增加， 耗能系數大體呈上升趨勢，8度半罕遇地震作用下，梁柱節點發生最大開口，形成的滯回環面積最大，框架耗能能力最大，結構的耗能系數在0.33至0.55范圍內。

圖19　EL-Centro地震動下力-位移曲線Fig.19 Force-displacement responses from EL-Centro

地震動耗能系數剛度/(kN·m-1)0.2g0.4g0.51g0.2g0.4g0.51gTaft00.320.3318.8418.6917.39LOS00000.390.4119.2118.6016.55EL-Centro0.260.560.5518.6917.3615.02

4.3.3結構剛度的退化

結構剛度是結構變形能力的反映，由于試驗框架梁柱節點開口，在往復荷載試驗過程中，會發生結構剛度隨著試驗循環周數和結構變形增加而減小的現象，結構的剛度用割線剛度表達，如表5所示。結構從8度設防地震到8度半罕遇地震，剛接框架剛度由19.21 N/mm退化至15.02 kN/mm，隨著節點開口增加，結構剛度呈下降趨勢。

4.4鋼絞線索力的變化

4.4.1柱上鋼絞線索力的變化

圖20為不同水準地震動作用下柱上鋼絞線索力的時程曲線，由圖中可以看出，在8度多遇、設防、罕遇和8度半罕遇地震作用下，柱頂軸力的變化最大分別在0.59%、1.23%、2.87%和3.85%以內，滿足試驗柱頂施加軸力的要求。

圖20　EL-Centro地震動下豎向索力時程曲線Fig.20 PT force time-histories of vertical strand from EL-Centro

4.4.2梁上鋼絞線索力的變化

8度多遇地震作用下，節點無開口，鋼絞線無伸長，索力無損失。在8度設防、罕遇、8度半罕遇地震作用下，試驗框架在EL-Centro波作用下鋼絞線索力隨平均內轉角的變化如圖21所示，在8度設防地震作用下，索力由于開口后鋼絞線長度的增加而有所增大，最大值為0.30Tu，地震動結束后，索力又恢復到初始索力0.25Tu的大小，索力基本無損失。8度罕遇地震作用下，索力最大值為0.41Tu，地震動結束后，索力又恢復到初始索力0.25Tu的大小，索力損失很小。8度半罕遇地震作用下，索力最大值為0.43Tu，地震動結束后，索力恢復為0.23Tu或0.24Tu的大小，在峰值0.51g地震動作用下三條地震動鋼絞線平均預應力損失為2.18%、3.25%和3.05%。從試驗開始到試驗結束，鋼絞線索力損失最大為7.95%，平均索力損失為6.12%。說明試驗框架鋼絞線、錨具性能和預應力張拉方法是可靠的。這也為罕遇地震和超罕遇地震后結構能夠正常使用和承受較大和多次余震作用奠定了良好的基礎。

圖21　EL-Centro地震動下框架梁上鋼絞線索力變化Fig.21 PT force variation of frame beams from EL-Centro

4.5應變變化

在8度多遇地震作用下，節點無開口，所有結構構件及預應力鋼絞線全部處于彈性狀態；在8度設防地震作用下，結構只有EL-Centro波作用下翼緣加強板進入塑性，其他主體結構均保持彈性狀態。8度罕遇EL-Centro地震作用下典型部位的應變時程曲線如圖22所示，表6為8度罕遇地震作用下各個部位的最大應變值。由此可以看出，結構在罕遇地震作用下，長梁近豎板處加強板塑性應變較大，長梁翼緣、節點域腹板處于彈性狀態。除此以外，短梁翼緣、節點域翼緣、柱腳翼緣和腹板均進入屈服，但是應變值均未超過2εy(根據材性試驗，屈服應變εy為2 000)，不會產生明顯的殘余變形。

圖22　8度罕遇EL-Centro地震作用下典型部位的應變時程曲線Fig.22 Strain time history of typical position of specimen from EL-Centro(PGA=0.4 g)

序號地震動記錄應變短梁翼緣長梁翼緣加強板節點域翼緣節點域腹板柱腳翼緣柱腳腹板1Taft最大應變203790932192389124423352076殘余應變68721181154375179618332LOS000最大應變239693838522850156327682119殘余應變1868419221692234216720203EL-Centro最大應變3296126547342984180629512240殘余應變28891352647165418423772096

表7為8度半罕遇地震下典型部位最大應變值。從表7來看，長梁加強板近豎板處塑性應變最大，長梁翼緣處于彈性狀態。短梁翼緣也進入屈服，最大屈服應變達2.25εy。除此以外，節點域腹板、節點域翼緣、柱腳翼緣和腹板均進入屈服，但是塑性值均沒有超過2εy。

綜上所述，8度多遇地震作用下，節點無開口，所有結構構件及預應力鋼絞線全部處于彈性狀態，加載結束后，鋼絞線索力無損失，實現了“多遇地震無開口、無損傷”的性能化設計目標。8度設防地震作用下，節點開口耗能，主體構件及預應力鋼絞線全部處于彈性狀態，加載結束后，結構恢復到原來的位置，鋼絞線索力無損失，實現了“設防地震開口耗能且主體結構無損傷”的性能化設計目標。8度罕遇地震作用下，節點開口耗能，主體構件中柱節點域、柱底、短梁翼緣和腹板屈服，但應變均在2倍屈服應變范圍以內，長梁翼緣、腹板及預應力鋼絞線處于彈性狀態，加載結束后，結構恢復到原來的位置，鋼絞線索力損失很小，實現了“罕遇地震主體結構損傷很小且能正常使用”的性能化設計目標。8度半超罕遇地震作用下，節點開口耗能進一步增大，柱節點域、柱底、短梁翼緣和腹板均已屈服，最大應變值雖較8度罕遇地震值略大，但均在2εy左右，長梁翼緣、腹板和預應力索仍處于彈性狀態。加載結束后，結構恢復到原來的位置，鋼絞線索力損失均在8%以內，實現了“超罕遇地震主體結構損傷較小且仍能使用”的性能化設計目標。

表7　8度半罕遇地震作用下構件截面的最大應變值

同時從表7中還可以看出，即使結構在經歷過8度半罕遇地震Taft和LOS000地震動后，再次承受強度更大的EL-Centro地震動的作用，試驗框架仍能實現恢復原位，主體結構的最大殘余應變值3 112也在2εy以內，鋼材表面未見任何損傷。這本身就說明結構具有非常好的震后恢復結構功能的能力。

這里再進一步討論震后可恢復功能的新型裝配式預應力梁柱體系層間位移角的問題，由表4數據可知，在8度多遇時，試驗框架柱層間位移角的最大值為1/218，已經超出了文獻[10]普通鋼框架彈性位移角1/250的限值，地震動后框架柱恢復到了初始位置。在8度半罕遇地震時，最大層間位移角達到了1/44，地震結束后，節點最大殘余轉角為0.31%，框架柱基本恢復到了初始位置，柱腳塑性應變值均未超出鋼材兩倍的屈服應變值。經過模型試驗和整體結構進一步分析后，建議裝配式預應力鋼框架體系的彈塑性層間位移角限值可較普通鋼框架的限值有所放松。

5結論

本文設計了一個3×5跨4層采用腹板摩擦耗能的可恢復功能裝配式預應力鋼框架原型結構，對其進行0.75倍縮尺，進行了不同水準地震動作用下的平面框架子結構擬動力試驗，得出如下結論:

(1) 裝配式預應力鋼框架的樓層力-位移滯回曲線表現為雙旗幟模型，在相當于8度多遇、設防、罕遇和8度半罕遇地震作用下，裝配式預應力梁柱節點表現出了良好的開口閉合機制，整個結構實現了震后自動復位和恢復結構功能的目標。

(2) 節點開口后，該試驗框架耗能能力良好，同時試驗框架中選用的腹板摩擦耗能裝置在不影響樓板和下翼緣空間布置的前提下，取得了良好而穩定的耗能效果。

(3) 試驗結束后的鋼絞線索力損失在8%以內，說明鋼絞線、錨具性能和鋼預應力的施加方法是可靠的。這也為罕遇地震和超罕遇地震后結構能夠正常使用和承受較大和多次余震作用奠定了良好的基礎。

(4) 從整個試驗框架典型部位的應變時程和最大塑性應變值來看，在8度多遇、設防地震中，結構無塑性、無損傷；在罕遇和超罕遇地震后除長梁加強板塑性應變較大外，節點域腹板、節點域翼緣、柱腳翼緣、腹板和短梁翼緣等主體結構的應變值均沒有超過屈服應變的兩倍，主體結構仍能正常使用。

(5) 試驗框架在8度多遇、罕遇和8度半罕遇地震時的最大層間位移角分別為1/218和1/44均已超出了文獻[10]關于普通鋼框架的彈性和彈塑性層間位移角限值，但地震動后框架柱恢復到了初始位置，框架柱柱腳塑性應變值都沒有超出鋼材兩倍的屈服應變值。因此，建議將可恢復功能的裝配式預應力鋼框架體系的彈性和彈塑性層間位移角限值較普通鋼框架的限值適當放寬，兩限值有待模型試驗和整體結構進一步分析后確定。

(6) 總體來看，試驗框架實現了“多遇地震無開口、無損傷，設防地震開口耗能且主體結構無損傷、罕遇地震結構損傷很小能正常使用，超罕遇地震主體結構損傷較小且仍能正常使用”的性能化設計目標。

參 考 文 獻

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Pseudo dynamic tests for a resilient prefabricated prestressed steel frame

ZHANGAi-lin1,3,ZHANGYan-xia1,2,ZHAOWei2,FEIChen-chao2(1. College of Architecture and Civil Engineering, Beijing University of Technology, Beijing 100124, China;2. Beijing Municipal Higher Institution Engineering Research Center of Structural Engineering and New Materials, Beijing University of Civil Engineering and Architecture, Beijing 100044, China;3. Beijing Municipal Engineering Research Center of High- Rise and Large-Span Prestressed Steel Structure, Beijing University of Technology, Beijing 100124, China)

Abstract:The structure system and performance-based design objectives of a resilient prefabricated prestressed steel frame with web friction energy-dissipation device were proposed for high-rise buildings. A four-story 3×5 span prototype structure was designed and a 0.75 scale substructure pseudo dynamic test was conducted. The results indicated that the resilient prefabricated prestressed steel frame has a good gap-opening and closing mechanism with self-centering and recovering the structural functions after earthquake; the loss of PT force is within 8% after test to reveal that PT strands, anchorage performance, and applying methods of PT force are reliable; the performance-based design objectives are realized with no gap-opening and damage under a frequent earthquake, with no damage of the main structure and the gap-opening energy-dissipated ability under a specified earthquake, with little damage and the normal serviceability under a rare earthquake, and with a little damage and the normal serviceability under a severe earthquake.

Key words:resilient prefabricated prestressed steel frame; pseudo dynamic test; performance-based design objective

中圖分類號:TU375.4

文獻標志碼：A

DOI:10.13465/j.cnki.jvs.2016.05.034

通信作者張艷霞 女，博士生，副教授，1970年生

收稿日期：2015-01-21修改稿收到日期：2015-03-17

基金項目：國家自然基金面上項目資助(51278010);國家自然科學基金面上項目(51278027)

第一作者 張愛林 男，博士，教授，1961年生