预应力混凝土框架梁柱节点抗震性能试验研究

预应力混凝土框架梁柱节点抗震性能试验研究

梁铰机制的选择预制混凝土结构具有便于控制质量、施工速度快、施工环境好、混凝土收缩裂缝少、混凝土更高强度、减少结构重量等优点。预制混凝土结构体系的发展有利于促进中国建筑工业化和住宅产业化。将预应力与预制技术相结合则具有更为明显的优势。预应力混凝土框架结构有层数大多不超过五层、跨度大、承受重力荷载大、梁截面尺寸一般比柱大等特点。与普通钢筋混凝土框架结构不同,由于是重力荷载起控制作用的大跨度结构,重力荷载下支座负弯矩比较大,使得地震作用下在柱两侧的梁端都出现塑性铰比较困难。此外,预应力混凝土框架梁的预应力筋数量一般由抗裂度控制。统计分析表明,裂缝控制等级为二级时,仅梁内的预应力筋就可满足各种荷载组合下的受弯承载力要求,并已有较大的富余。若再考虑按规范要求配置的普通钢筋以及现浇楼板内的钢筋参与作用,使梁的抗弯能力明显超强,“强柱弱梁”很难满足。因此,对于现浇预应力混凝土框架结构来说,采用框架内柱上下端和边节点处梁端出铰的“混合耗能机制”是一种较为合理和经济的选择。然而,尽管“梁铰机制”与“混合机制”同属于整体耗能机制,但前者主要依靠梁端塑性铰耗散地震能量,而后者同时依靠梁端和柱端的塑性铰来耗能,对柱端延性也有较高的要求。由于柱端塑性铰的转角延性不易满足,因而采用混合耗能机制的框架结构只能设计成有限延性框架,即通过增加结构的抗侧能力来降低延性要求。而对于预制的预应力混凝土框架结构,当施工阶段预制梁下不设支撑时,梁的受力分为两个阶段:在施工阶段作为简支梁承担预制梁、板自重和施工活荷载,张拉预应力筋形成框架后作为框架梁承担另一部分恒荷载(粉刷、吊顶、面层、墙体自重等)和使用期间的活荷载。这种两阶段受力使得梁在竖向荷载下支座处产生的负弯矩远远小于现浇预应力混凝土框架结构,从而有效减少了预应力筋的用量。因此,它使得大跨度预应力混凝土框架结构的“梁铰机制”成为可能。1重视结构的跨中弯矩和节点连接本文研究的后张预应力预制混凝土框架结构形式如图1所示。梁一般为预制预应力构件,柱可为预应力或非预应力构件。在梁中和梁柱节点部分预留孔道,通过穿过孔道的后张预应力筋将梁和柱连接在一起形成框架后,再进行孔道灌浆。结构中的预应力筋分为两批:第一批为预制梁中曲线或直线形预应力筋,主要承担施工过程中框架形成之前简支梁的跨中弯矩;第二批为直线形预应力筋,同时起到拼装结构构件和承受弯矩的作用。第二批预应力筋可以为有黏结,也可以在梁柱节点中及两侧梁内各一定距离设为无黏结,目的是延缓预应力筋的屈服,使预应力筋在罕遇地震下仍保持弹性,从而提高结构的震后自我恢复能力。当结构跨度较小时,第二批预应力筋可以通长设置(图1(a)),当跨度较大时,也可以将上部预应力筋在跨中断开锚固(图1(b))。预制柱上设置暗牛腿,其作用是抵抗部分梁端剪力,防止罕遇地震下预应力筋预压应力大量损失后的梁端剪切破坏,并使施工更为方便。此外,梁端一定长度内和柱上暗牛腿内设置了加密的焊接钢筋网片,可以有效约束受压区混凝土,提高梁柱连接截面的强度和延性。梁柱连接缝隙中的聚酯纤维砂浆起到连接和找平的作用。加入聚酯纤维的目的是使得砂浆即使在被压碎后也不会成块脱落,从而减少预应力筋中的预应力损失。这种通过后张预应力筋将梁柱进行拼接的方式属于延性连接的范畴,梁柱连接部位的抗弯能力比梁柱构件低,地震作用下弹塑性变形只发生在连接处,而构件本身保持弹性。2发表了关于预测预测结构节点抗疲劳性能的研究2.1节点区黏结、配筋本文分别对有黏结(BON组试件)和部分无黏结(UNB组试件)两种不同形式的后张预应力预制混凝土框架中节点进行了低周反复加载试验。其中UNB组试件在梁柱节点中及两侧梁端各一段距离内设为无黏结。试件的基本形式、截面尺寸及配筋如图2所示。每组中两个试件截面尺寸及配筋完全相同,仅后张预应力筋的偏心距不同。此外,由于UNB组试件穿过节点核心区的预应力筋为无黏结,可以大大降低传递给节点核心区的剪力,且核心区传力主要为斜压杆机构,即节点剪力由混凝土承担,箍筋则主要对混凝土起约束作用,因此UNB组试件节点区箍筋数量较BON组小。试件主要材料力学性能见表1和表2。2.2试验程序及控制位移的影响试验加载装置如图3所示。首先由柱上端的油压千斤顶对试件施加轴力至预定的轴压比值0.2,随后在左右梁端施加反对称的低周反复荷载。加载程序采用荷载-变形控制法。考虑到UNB组试件屈服位移较大,按照屈服位移的倍数为级差控制加载将导致加载级别过少,因此试验过程中改为每级控制位移取比上一级控制位移增加5mm,并在每级控制位移下循环两次,至试件最终承载力下降至最大承载力的85%左右结束。试验过程中主要量测梁端的P-Δ曲线,节点核心区剪切变形,梁柱纵筋、节点核心区箍筋和牛腿纵筋的应变,并观测各级荷载作用下的裂缝开展与试件破坏情况。2.3试验对象的压力过程和破坏形态2.3.1bon组测试(1)梁柱连接处裂缝试件BON-1和BON-2在荷载较小时均保持弹性,没有裂缝出现。随着梁端荷载的增加,首先在左右两侧梁柱连接截面处出现明显的弯曲裂缝。该裂缝一出现便迅速向梁的中和轴方向开展,很快就延伸到牛腿的表面附近(约为截面高度的一半位置)。此时裂缝宽度较小,约为0.1mm,且卸载后完全闭合。随着荷载的增加,梁柱连接处裂缝不断开展变宽,梁构件上其他相邻截面几乎没有裂缝出现。加载过程中梁柱连接处裂缝开展状态如图4所示。受拉钢绞线没有屈服时,卸载后残余变形仍然较小,残余裂缝宽度也很小。随着钢绞线的屈服,试件的残余变形不断加大,但与达到相同位移水平的普通钢筋混凝土结构相比仍非常小,恢复能力较好。(2)抗起毛文化试件破坏两试件梁端转角达到0.02左右时,梁端和暗牛腿内受压区保护层混凝土均开始剥落。转角达到0.035左右时,均出现了牛腿下部保护层混凝土成块剥落的现象。混凝土保护层剥落时试件承载力出现短暂的下降,但由于焊接钢筋网片的约束作用,核心区混凝土强度继续增加,相应所承受的荷载值也得以继续增加。到试件破坏时,保护层剥落范围大约距梁端200mm~250mm左右,局部剥落范围较大。随着受压核心区混凝土逐渐被压碎,试件强度逐渐退化。(3)暗牛视频的破坏与相邻梁端相比,牛腿混凝土破坏更为严重,这是由于试件制作时存在误差,导致暗牛腿钢筋网片较少,约束混凝土强度较低。由于BON-2试件暗牛腿内焊接钢筋网片配箍率较BON-1试件小,暗牛腿的破坏更为严重。牛腿和缺口梁的阳角处由于试件转动过程中承受压力较大,且存在应力集中现象,在较大位移幅值时局部混凝土被压碎。这两个部位的破坏在梁端转角小于0.03时并不明显。建议结构设计时,宜采取措施适当提高牛腿混凝土强度,并采用较短且较高的暗牛腿,使得暗牛腿顶部阳角位于截面中和轴的上部,远离截面的受压区,避免双向受压,减少应力集中现象,从而减轻其破坏。(4)节点核心区裂缝试件BON-1在梁端位移达到17.5mmm,BON-2在梁端位移达到22mm时,节点核心区沿对角线方向分别出现第一条裂缝,此后继续加载,原有裂缝逐渐向核心区角点延伸,只有较少的新裂缝出现。试验结束时,核心区仅产生轻微破坏,裂缝宽度较小。这与试验设计的目的相符合。2.3.2试验结果及破坏情况分析UNB组试件试验现象与BON组试件比较类似。与BON组试件相比,由于钢铰线直到试验结束都没有达到屈服强度,梁端位移角达到0.035时残余变形仍然很小,表现出良好的恢复性能。两试件均在梁端转角达到0.02左右时开始出现受压区混凝土保护层剥落现象,到试件破坏时,保护层剥落范围大约距梁端200mm~250mm左右。试件最终同样是由于牛腿混凝土被严重压碎而破坏。试件UNB-1梁端位移达到29.7mmm,UNB-2梁端位移达到28.38mm时,节点核心区沿对角线方向出现第一条裂缝,继续加载则裂缝向核心区角点延伸,同时伴随着少量新裂缝的出现。试验结束时节点核心区同样只产生轻微的破坏。4榀试件的最终破坏情况见图5。两组试件在梁端反复荷载作用下的破坏状态基本相同,破坏主要集中在梁柱连接截面附近,塑性范围较为集中。梁柱构件本身及节点核心区破坏较轻微。试验结束时,梁柱连接缝隙内的砂浆已经被压碎,但由于配置的聚丙烯纤维的作用并没有成块脱落,仍然保持原来的形状。此外,梁柱连接截面没有发生垂直方向的相对剪切滑移,抗剪承载力满足要求。2.4试验结果的分析2.4.1返回曲线(1)竖向位移根据测得梁端荷载、位移值可按下式换算得到梁柱节点的楼层剪力Q和层间位移角R:式中:QL,QR分别为左右梁端剪力;L、H分别为梁两个竖向力作用点间的距离和柱两铰接点间的距离;DL,DR分别为左右梁端位移传感器测得竖向位移。计算得到试件BON-1和BON-2楼层剪力-楼层位移角关系滞回曲线如图6所示。可以看出,两试件滞回曲线形状基本一致,位移较小时,预应力筋处于弹性阶段,具有较强的恢复力,滞回环呈S形,滞回耗能很小,残余变形也很小。钢铰线屈服以后,滞回环面积和残余变形均有所增大,但与普通钢筋混凝土结构相比仍然很小。(2)滞回环面积大、残余变形小两试件楼层剪力-楼层位移角关系曲线如图8所示。与BON组试件相比,UNB组试件即使在达到较大位移幅值时,滞回环面积仍然很小,结构耗能能力较差,但相应的残余变形也较小,恢复性能较好。此外,与BON组试件类似,两榀试件的梁端滞回曲线同样存在不对称现象,UNB-1向上变形大于向下变形,UNB-2则正好相反。2.4.2unb组试件结构性能分析两组试件的楼层剪力-位移角骨架曲线如图9所示。4榀试件的受力过程均可分为4个阶段:荷载较小时,试件处于线弹性阶段;随着荷载的增加,梁柱连接截面出现弯曲裂缝,力-位移关系曲线出现一次明显的转折,结构刚度退化,处于非线性弹性阶段;继续加载,梁柱连接截面裂缝开展至一定高度,裂缝宽度逐渐加大,受压边缘保护层混凝土开始剥落,有黏结试件预应力筋开始屈服,试件刚度进一步退化,进入弹塑性阶段;此后继续加载,核心区混凝土逐渐压碎,试件强度逐渐退化,进入破坏阶段。每组两个试件强度均较接近,表明预应力筋偏心距改变较小时对试件承载力影响不大。UNB组试件由于预应力筋最终没有达到屈服强度,极限承载力较BON组试件略低。4榀试件最大楼层位移角介于0.359~0.439之间,大于我国抗震规范规定的框架结构最大弹塑性层间位移角限值,具有足够的变形能力。2.4.3试验件残余变形图10为4个试件残余变形与对应的位移幅值的关系。可以看出,位移幅值较小时,BON组和UNB组试件残余变形相差不大。随着位移的增加,BON组试件由于预应力筋的屈服残余变形增长较快,而UNB组试件残余变形增加速度较慢,恢复能力较好。2.4.4割线刚度退化曲线随着加载位移不断增加,试件的损伤累积会造成刚度随循环周次的增加而逐渐降低。试验得到两组试件的割线刚度退化曲线见图11。由图中可见,4个试件刚度变化规律基本一致,梁柱连接截面裂缝开展后试件刚度明显退化,且UNB组试件刚度退化速度较BON组试件略快。进入弹塑性阶段之后试件刚度退化速度逐渐趋慢。2.4.5能耗能力分析采用文献的计算方法得到两组试件每级位移下的能量耗散系数,如图12所示,可见,当位移较小时,两组试件的耗能系数均比较小,基本保持在0.3~0.4之间,耗能能力较低。BON组试件随着梁端位移的增加,尤其是当预应力筋达到屈服强度后,耗能能力有逐渐增加的趋势。到试件破坏时,耗能系数更是达到0.6~0.7左右。而UNB组试件由于预应力筋没有屈服,耗能系数变化不大,耗能能力较BON组试件差。总体来说,两种结构的耗能能力均较小,只有普通钢筋混凝土结构的1/2左右。3影响暗牛下肢结构的变形因素本文分别对2榀部分无黏结和2榀有黏结后张预应力预制混凝土框架平面中节点进行了低周反复加载试验,得到以下主要结论:(1)4榀试件的破坏模式主要表现为梁柱连接处裂缝的张开以及受压区混凝土压碎,破坏集中在梁柱连接截面附近,塑性区域范围较小。梁柱构件本身及节点核心区破坏都比较轻微,只产生少量的裂缝。试件梁柱连接截面未发生剪切滑移破坏。(2)试件暗牛腿的破坏较为严重,影响了其变形能力和延性。建议结构设计时,宜采取措施提高暗牛腿混凝土强度,并采用较短且较高的暗牛腿,使其顶部阳角位于截面中和轴的上部,远离截面的受压区,避免双向受压,减少应力集中现象,从而减轻其破坏。(3)与普通钢筋混凝土构件相比,试件滞回环面积较小,耗能能力较差,但残余变形较小,恢复性能较好。UNB组试件由于预应力筋在梁柱连接截面附近为无黏结,预应力筋最终没有屈服,因此耗能较BON组试件更小,恢复性能也更好。(4)4榀试件最大楼层位移角介于0.359~0.4