低周反復(fù)荷載作用下兩兩跨預(yù)應(yīng)力混凝土框架抗震性能試驗研究

低周反復(fù)荷載作用下兩兩跨預(yù)應(yīng)力混凝土框架抗震性能試驗研究

0預(yù)應(yīng)力框架結(jié)構(gòu)體系預(yù)壓預(yù)制混凝土結(jié)構(gòu)是指將預(yù)安裝梁和柱安裝在牢固位置后，將預(yù)安裝鋼筋引入梁柱預(yù)備孔，并根據(jù)張拉預(yù)安裝鋼筋形成整體安裝混凝土結(jié)構(gòu)。預(yù)制筋不僅用于施工階段的加固防護，也用于使用階段的受力鋼筋的承受負(fù)荷。由安裝節(jié)點組成支撐整體，有效改善節(jié)點連接性能。目前,這種結(jié)構(gòu)形式在日本已建成了包括學(xué)校、停車場、倉庫、廠房等的幾十余棟建筑。從建筑業(yè)的發(fā)展趨勢來看,工廠化生產(chǎn)、裝配程度提高、預(yù)應(yīng)力技術(shù)應(yīng)用是實現(xiàn)建筑現(xiàn)代化的重要途徑。我國在20世紀(jì)70年代開展了預(yù)制裝配式結(jié)構(gòu)的研究,曾推行工廠化、裝配化、標(biāo)準(zhǔn)化的營造方式,建造了一批預(yù)制裝配式框架結(jié)構(gòu)。但由于裝配式框架節(jié)點連接可靠性差,難以滿足反復(fù)荷載下的受力要求,在地震區(qū)的使用受到限制。日本在20世紀(jì)90年代研究開發(fā)了預(yù)制裝配式結(jié)構(gòu)“壓著工法”施工技術(shù),在預(yù)應(yīng)力框架節(jié)點兩側(cè)穿連預(yù)應(yīng)力鋼筋,實施張拉預(yù)壓,解決了裝配式框架梁端抗彎能力弱和節(jié)點整體性差的缺陷。美國學(xué)者近年來研究的裝配式框架壓力摩擦節(jié)點和雙肢剪力墻連梁后張預(yù)壓連接方式,改善了預(yù)制裝配式結(jié)構(gòu)抗震性能。為了探討預(yù)壓裝配式預(yù)應(yīng)力框架結(jié)構(gòu)體系的受力性能和延性特征,本文通過兩榀兩跨預(yù)壓裝配式預(yù)應(yīng)力混凝土框架在低周反復(fù)荷載作用下的試驗,研究了預(yù)壓裝配式框架的承載能力、滯回性能、截面延性及耗能能力等抗震性能。試驗研究結(jié)果表明:僅配有預(yù)應(yīng)力筋的梁端截面,滯回曲線呈弓形,預(yù)應(yīng)力筋屈服后滯回曲線較為豐滿,具有良好的耗能能力;截面曲率延性系數(shù)達4時,截面承載力無明顯降低,可滿足框架彎矩調(diào)幅要求;卸載后殘余變形較小,截面屈服后仍具有變形恢復(fù)能力;對稱和反對稱兩種加載方式對跨中和梁端受力性能和延性無明顯影響,僅對中柱節(jié)點核心區(qū)受力狀態(tài)產(chǎn)生較大影響。預(yù)壓裝配式預(yù)應(yīng)力混凝土框架具有良好的抗震性能。1試驗設(shè)計1.1預(yù)應(yīng)力筋張拉和錨具安裝本次試驗的框架采用單層兩跨預(yù)制框架,框架梁、柱均在工廠預(yù)制,運至實驗室進行安裝,梁柱配筋及拼裝就位后的框架見圖1?？蚣馨惭b就位后,將預(yù)應(yīng)力筋穿過梁柱預(yù)留孔道,梁柱節(jié)點處拼裝縫用環(huán)氧樹脂水泥漿密封后進行預(yù)應(yīng)力筋張拉,張拉采用應(yīng)力、應(yīng)變雙控,應(yīng)力通過油壓表讀數(shù)控制,同時校核預(yù)應(yīng)力筋實際伸長值。鋼筋張拉完畢后實施孔道壓力灌漿。試件實測混凝土立方抗壓強度fcu=39N/mm2;預(yù)應(yīng)力鋼筋每孔采用1束7j15,預(yù)應(yīng)力筋屈服強度fpy=1779N/mm2,極限強度fpt=1891N/mm2,延伸率為5.2%。預(yù)應(yīng)力鋼絞線的張拉控制應(yīng)力σcon=0.75fpt,錨具采用OVM單孔錨具。在制作試件時,張拉端均增設(shè)了箍筋約束該處混凝土使其處于三向受壓狀態(tài),避免錨固區(qū)局部受壓破壞。1.2試驗加載方式試驗時先由設(shè)置在柱頂?shù)囊簤呵Ы镯攲χ┘虞S壓力(軸壓比取為0.2),然后利用梁跨中上下設(shè)置的4個液壓千斤頂對梁施加豎向反復(fù)荷載,在一次加載過程中,同時控制兩個加載點。兩榀框架采用了兩種不同的加載方式,KJ-1的加載方法為同向反復(fù)加載,即同時施加向下荷載P1(正向荷載)或向上荷載P2(反向荷載),見圖2a加載示意圖;KJ-2的加載方法為反向反復(fù)加載,即同時施加左梁向下荷載和右梁向上荷載P3,或右梁向下荷載和左梁向上荷載P4,見圖2b加載示意圖。試驗加載采用荷載、位移混合控制的加載方法進行,即構(gòu)件屈服前按荷載控制,屈服后按跨中位移控制,每級荷載循環(huán)時間保持相同的時間間隔。在進行反向加載時梁跨中僅配置了非預(yù)應(yīng)力筋,反向加載時的荷載小于正向加載,但采用位移控制后,正反向加載的位移量取值基本一致。圖3為試驗加載裝置。1.3梁端轉(zhuǎn)角測量試驗主要測量以下幾項內(nèi)容:(1)采用位移傳感器測量框架梁跨中位移;(2)在梁端上下設(shè)置位移傳感器測量梁端轉(zhuǎn)角;(3)在節(jié)點和跨中預(yù)應(yīng)力筋上布置了應(yīng)變片,量測預(yù)應(yīng)力筋的應(yīng)變;(4)在梁柱節(jié)點混凝土布置應(yīng)變片,測量節(jié)點核心區(qū)混凝土應(yīng)變。數(shù)據(jù)采集系統(tǒng)由傳感器、數(shù)據(jù)采集儀和計算機組成,試驗時可以連續(xù)測量和自動記錄。2試驗過程2.1框架破壞過程和裂縫分布兩榀框架在整個試驗中表現(xiàn)出的試驗特性有很多相近之處,均經(jīng)歷了彈性階段、開裂階段、屈服階段和破壞階段。(1)框架梁的破壞過程正向加載至極限荷載的45%左右,負(fù)向加載至極限荷載的25%左右時,荷載-位移曲線斜率大致呈直線變化,滯回環(huán)所包圍的面積很小;卸載時變形完全恢復(fù),剛度無變化,試件無裂縫出現(xiàn)。隨著荷載的增加,正向加載至極限荷載的55%左右時,框架梁端及跨中出現(xiàn)裂縫,剛度開始退化,卸載后,裂縫閉合良好。反向加載至極限荷載的30%左右時,在梁跨中上部出現(xiàn)微小裂縫。繼續(xù)加載,裂縫的數(shù)量增加,已有裂縫寬度不斷加大。正向加載至極限荷載的80%左右時,支座接縫處被拉裂,縱向預(yù)應(yīng)力筋開始屈服,框架梁端轉(zhuǎn)角加大,卸載后,裂縫不再閉合。進入屈服階段后,加載方式改為按位移控制。繼續(xù)加載,牛腿處出現(xiàn)裂縫,這主要是因為在荷載的作用下,預(yù)制梁與牛腿的拼接節(jié)點處由組合截面承受梁端彎矩,使得與框架梁接觸的牛腿上部受拉,下部受壓,產(chǎn)生斜拉裂縫。同時,框架梁的變形逐漸增大,并且隨著荷載的增加,殘余變形也不斷增加。最后破壞時,梁跨中上部受壓區(qū)混凝土被壓壞,兩端牛腿底部混凝土被壓碎并剝落,此時,邊節(jié)點核心區(qū)僅出現(xiàn)少量微裂縫,中節(jié)點核心區(qū)未出現(xiàn)裂縫。卸載后,框架梁變形部分恢復(fù)。圖4為試件KJ-1中節(jié)點破壞形態(tài)。(2)節(jié)點核心區(qū)節(jié)點受力狀態(tài)在整個加載過程中,試件KJ-2梁跨中及梁端拼接節(jié)點的開裂、屈服直至破壞的規(guī)律基本同試件KJ-1。不同之處在于節(jié)點核心區(qū)受力狀態(tài),框架邊節(jié)點核心區(qū)仍出現(xiàn)少量微裂縫,受力狀態(tài)沒有大的改變;但在框架中節(jié)點核心區(qū)形成交叉裂縫,這是由于KJ-2的反對稱加載方式,使得中節(jié)點受到梁端同號彎矩作用,節(jié)點核心區(qū)剪力增大所致。從試驗可以看出,兩榀框架最后都以框架梁跨中或支座預(yù)應(yīng)力鋼筋屈服、混凝土壓壞而失去繼續(xù)承載能力。對稱和反對稱兩種加載方式對跨中和梁端受力性能和延性無明顯影響,兩種不同的加載方式,導(dǎo)致了中柱節(jié)點核心區(qū)受力狀態(tài)產(chǎn)生較大差異。對稱荷載作用下,中柱兩側(cè)受到異號彎矩作用,節(jié)點核心區(qū)剪力很小,處于彈性工作狀態(tài);反對稱荷載作用下,中柱兩側(cè)受到同號彎矩作用,節(jié)點核心區(qū)產(chǎn)生很大剪力,處于剪壓復(fù)合應(yīng)力狀態(tài),在循環(huán)交替荷載作用下,節(jié)點形成交叉裂縫。2.2加載梁端變形和殘余變形試驗過程中測得在每一級荷載下的梁跨中位移和梁端轉(zhuǎn)角變形,試件KJ-1施加反復(fù)荷載P1、P2,試件KJ-2施加反復(fù)荷載P3、P4,兩榀框架荷載-跨中位移滯回曲線和荷載-梁端曲率滯回曲線,如圖5和圖6所示。從圖中可以看出滯回曲線均呈弓形,預(yù)應(yīng)力筋屈服后的滯回環(huán)較豐滿,說明高荷載下試件仍具有較強的耗能能力。同時滯回環(huán)有明顯的捏攏現(xiàn)象,此現(xiàn)象分兩階段產(chǎn)生,在預(yù)應(yīng)力筋屈服后的前幾個循環(huán),截面受壓區(qū)混凝土尚未產(chǎn)生損傷,卸載后殘余變形很小,變形恢復(fù)較好,滯回曲線向原點靠攏;在截面壓區(qū)混凝土出現(xiàn)損傷后,滯回曲線捏攏是由于殘余變形積累和剛度不斷下降所致。加載的前幾個循環(huán)構(gòu)件處于彈性工作狀態(tài),構(gòu)件開裂后曲線偏離原來的直線,倒向變形軸,呈現(xiàn)曲線形態(tài)。每一次加載過程中,曲線的斜率隨荷載的增大而減小,且減小的程度逐漸加快,說明了反復(fù)荷載下框架梁的剛度不斷退化。比較各次卸載曲線,剛加載時曲線陡峭,殘余變形很小,剛度退化甚微;隨反復(fù)卸載次數(shù)增多,曲線的斜率減小,殘余變形增大,表明構(gòu)件卸載剛度不斷退化。比較兩榀框架的荷載-跨中位移曲線和荷載-梁端曲率曲線,可發(fā)現(xiàn)在荷載-位移曲線中,正向加載的滯回環(huán)與反向加載的滯回環(huán)的飽滿程度相當(dāng),而在荷載-梁端曲率圖中,正向加載的滯回環(huán)比反向加載滯回環(huán)飽滿,這是因為反向加載荷載值是按跨中受力控制,荷載小于正向荷載,梁端下部預(yù)應(yīng)力筋未能充分屈服。試件的耗能能力與鋼筋屈服程度和截面損傷密切相關(guān),反向加載梁端下部鋼筋未能充分屈服,上部混凝土亦未壓壞,致使滯回曲線不夠豐滿。并不說明梁端組合截面正向加載耗能能力大于反向加載。3試驗結(jié)果的分析3.1骨架曲線變化骨架曲線是指連接各次循環(huán)加荷峰值(正向或反向)點的曲線。圖8和圖9是試驗得到的荷載-跨中位移骨架曲線和荷載-梁端曲率骨架曲線。骨架曲線在荷載未達到開裂荷載前為直線,試件的變形基本上呈現(xiàn)彈性,在試件開裂后,骨架曲線開始彎曲,曲線開始向位移軸偏移,荷載增速趨緩,這一階段一直持續(xù)到試件屈服,此時骨架曲線出現(xiàn)了明顯的拐點,試件剛度進一步降低,變形加快,直到達到最大荷載點,從圖中可以看出,曲線峰值點大約在第10循環(huán)附近。持續(xù)加載,位移繼續(xù)增加,荷載卻不斷下降,最后破壞荷載約為峰值荷載的90%左右。3.2殘余變形和殘余轉(zhuǎn)化率變形恢復(fù)能力好的結(jié)構(gòu)在遭受地震作用后,能夠基本恢復(fù)地震中產(chǎn)生的變形,從而有利于震后修復(fù)工作。試驗表明:預(yù)壓裝配式預(yù)應(yīng)力混凝土框架梁具有很好的變形恢復(fù)能力,加載至屈服仍有較強的變形恢復(fù)能力,殘余變形相對較小。試驗中測得框架梁跨中在破壞時的最大位移以及卸載后的殘余變形,以及梁端在破壞時的最大曲率以及卸載后的殘余曲率。表1為實測梁跨中的殘余變形值和殘余變形率。表中正向荷載作用下框架梁的殘余變形率在0.243～0.373之間,反向荷載作用下框架梁的殘余變形率在0.405～0.557之間,就正反向加載比較而言,正向加載恢復(fù)能力好于反向加載,因為正向加載時,由梁底預(yù)應(yīng)力筋受力,卸載后預(yù)應(yīng)力筋有較強的變形恢復(fù)能力;而反向加載時,梁面僅配置了非預(yù)應(yīng)力筋,非預(yù)應(yīng)力筋有明顯的屈服平臺,一旦屈服殘余應(yīng)變大,卸載后很難恢復(fù)。試驗中同時得到框架梁端破壞時最大曲率值和卸載后殘余曲率值,表2為實測殘余曲率值和殘余曲率率。表中正向加載最大曲率值均大于反向加載,因為試驗框架為超靜定結(jié)構(gòu),在豎向荷載作用下,按彈性方法計算的支座彎矩大于跨中彎矩。試驗過程中支座截面先屈服,然后將彎矩調(diào)幅至跨中。反向加載需調(diào)至跨中的彎矩量值較小,其支座轉(zhuǎn)動小于正向加載。表中數(shù)據(jù)還可看出反向加載支座的殘余曲率率略小于正向加載,由于支座上下均配置了等量預(yù)應(yīng)力筋,兩者相差不大。反向加載恢復(fù)能力好于正向加載,是因為試驗時反向加載未使截面充分屈服,截面損傷程度亦輕于正向加載。3.3加載延性系數(shù)結(jié)構(gòu)的延性是指結(jié)構(gòu)或構(gòu)件在承載力沒有顯著降低的情況下經(jīng)歷變形的能力,可取延性系數(shù)作為度量指標(biāo)。表1列出了框架梁跨中實測位移延性系數(shù),正向加載預(yù)應(yīng)力筋發(fā)揮作用,其延性系數(shù)小于反向加載非預(yù)應(yīng)力筋發(fā)揮作用時的延性系數(shù),但仍可達4左右。表2列出了框架梁端實測曲率延性系數(shù),支座上下配置了等量預(yù)應(yīng)力筋,具有相同的抗彎能力,由于反向加載值小于正向加載,反向加載若干梁端截面尚未達極限狀態(tài);而正向加載除個別截面外均達極限曲率,因而正向加載曲率延性系數(shù)普遍大于反向加載。以上屈服位移和屈服曲率采用能量等值法確定。無論跨中截面還是梁端截面延性系數(shù)達到4時承載力均沒有明顯下降,說明預(yù)壓裝配式混凝土框架具有良好的塑性轉(zhuǎn)動能力,可滿足彎矩調(diào)幅的要求。3.4裂縫發(fā)生階段原因兩榀框架剛度隨跨中位移的變化曲線見圖9。從圖中可看出,試件的剛度隨著位移的增加而降低,前幾個加載循環(huán),剛度退化不明顯,裂縫產(chǎn)生后,剛度退化增加,進入屈服階段以后,曲線明顯偏向位移軸,剛度退化加快,主要是由于裂縫的開展加快使得開裂后的混凝土逐漸退出工作,梁有效截面高度不斷降低造成的。兩榀框架梁端的剛度退化曲線見圖10。剛度退化主要發(fā)生在截面開裂至屈服這一階段,正向加載剛度退化速度緩于反向加載。3.5加載循環(huán)方案h耗能能力是衡量結(jié)構(gòu)抗震性能的重要指標(biāo)。結(jié)構(gòu)的耗能能力大小可用荷載-位移滯回環(huán)所包圍的面積來衡量,圖11是兩榀框架荷載-梁端曲率滯回曲線的包絡(luò)圖,圖中可以看出滯回曲線的包絡(luò)線呈弓形,其形狀及豐滿程度與加載方向有關(guān),正向加載滯回曲線較反向加載豐滿,但并不意味著構(gòu)件正向加載耗能能力大于反向加載。結(jié)構(gòu)的耗能能力與結(jié)構(gòu)的損傷程度有關(guān),梁端截面上下配有等量預(yù)應(yīng)力筋,具有相同抗彎能力。由于正向加載值大于反向加載,梁端預(yù)應(yīng)力筋充分屈服,壓區(qū)混凝土產(chǎn)生損傷;而反向加載截面未見損傷,耗能能力尚未充分發(fā)揮。結(jié)構(gòu)耗能能力還可以用等效粘滯阻尼系數(shù)he表示,he按式(1)計算(圖12)。he=12πS(ABC+CDA)S(OBE+ODF)(1)he=12πS(ABC+CDA)S(ΟBE+ΟDF)(1)表1、表2列出了兩榀框架跨中和梁端最后一個加載循環(huán)的等效粘滯阻尼系數(shù)he,隨著加載的繼續(xù),等效粘滯阻尼系數(shù)he不斷變化,觀察各循環(huán)的he值,反向加載值大多大于正向加載值?？蚣芰洪_裂后各加載循環(huán)的he呈現(xiàn)減小現(xiàn)象,這與滯回環(huán)的形狀有關(guān),在開裂后加載的過程中,承載力的增加較大,但是由于此階段構(gòu)件仍未屈服,變形不大,滯回環(huán)較窄造成he值減小?？蚣芰呵?he不斷增加,最后發(fā)生破壞時梁端的等效粘滯阻尼系數(shù)he在0.095～0.208之間,說明預(yù)應(yīng)力度PPR=1的截面仍具有良好的耗能能力。4節(jié)點節(jié)點的變形特性通過兩榀兩跨預(yù)壓裝配式預(yù)