含減震外掛墻板裝配式混凝土框架結構混合試驗研究

侯林兵, 種 迅, 霍 璞, 苗啟松, 陳 曦, 黃 亮,3

(1. 合肥工業大學 土木與水利工程學院,合肥 230009; 2. 哈爾濱工業大學(深圳) 土木與環境工程學院, 廣東 深圳 518055;3. 土木工程結構與材料安徽省重點實驗室,合肥 230009; 4. 北京市建筑設計研究院有限公司,北京 100044)

作為一種集結構、保溫、裝飾等功能于一體的高性能外圍護構件, 預制混凝土夾心保溫外墻板(后文簡稱“外掛墻板”)被廣泛應用于裝配式建筑結構中[1-3]。除外掛墻板自身力學性能外[4-5],其與主體結構之間的連接方式一直是相關領域的研究熱點。以往震害表明,當連接節點設計不合理時,地震作用下將出現連接破壞及墻板墜落現象[6-7]。

為減小墻板和主體結構間的相互作用,二者間的連接可采用“靜定連接”形式,即通過在連接節點上設置長螺栓孔或采用滑軌等方式,使墻板和主體結構在地震作用下能夠獨立變形。靜定連接方式在國外多采用“點連接”形式,即墻板和結構間設置3個或4個連接節點。根據節點連接構造以及墻板幾何尺寸的不同,地震作用下墻板和主體結構間往往產生搖擺或水平滑動相對變形[8]。外掛墻板引入我國后,研究者提出了“線連接”方式,即墻板頂部通過鋼筋與疊合梁進行剛性連接(避開疊合梁兩端塑性鉸區),底部則采用設置水平長螺栓孔的可滑動限位角鋼進行連接。試驗研究表明采用這一連接方式時,地震作用下墻板和主體結構間可產生相對的水平滑動變形,對結構的受力性能和損傷模式影響較小[9-10]。

盡管靜定連接理論上較易設計和實現,但這一方式對連接節點的設計構造和施工精度依賴程度較大,易出現因螺栓孔長度不夠、螺栓預緊力過大、連接件產生銹蝕等原因導致的無法產生預期變形的問題[11]。在靜定連接的基礎上,通過在非承重連接處引入消能元件,可進一步形成“耗能連接”方式。這種連接形式既避免了上述節點易產生的變形受阻的問題,又可利用墻板和主體結構間的相對變形耗散地震能量,從而達到減小結構地震響應,降低結構損傷的目的[12-13],因而是一種更為合理的連接方式。

本課題組在上述線連接的基礎上,在墻板底部采用U型金屬消能器替代原來的限位角鋼連接,形成了一種新型的耗能連接方式。本文將U型金屬消能器與外掛墻板共同組成的系統稱為“減震外掛墻板”。課題組前期已開展了一個含減震外掛墻板的單層裝配式混凝土剪力墻結構的擬靜力試驗,結果表明U型金屬消能器地震作用下可以產生預期的變形,結構具有較好的耗能能力,且減震外掛墻板不會改變主體結構的損傷模式,初步驗證了這一結構的可靠性和可行性[14]。

盡管擬靜力試驗可以反應構件的破壞模式和剛度、承載力、耗能能力等力學性能,但無法反應結構在地震作用下的動力響應。為了進一步評估減震外掛墻板對主體結構地震響應的影響,本文設計了一榀6層3跨的含減震外掛墻板裝配式混凝土平面框架結構(后文簡稱“減震結構”)以及一榀作為對比的純框架結構(后文簡稱“抗震結構”),取平面框架結構中底部中跨兩層作為試驗子結構,其余部分作為數值子結構,對兩結構進行了混合試驗[15-19]。通過對比兩結構在不同水準地震作用下的受力性能和動力響應,評估了減震外掛墻板的減震效果。研究結果可為這類結構的推廣和應用提供一定的理論依據。

1 原型結構設計

1.1 抗震結構

根據我國現行GB 50010—2010《混凝土結構設計規范》[20]和GB 50011—2010《建筑抗震設計規范》[21]的要求,設計了一榀6層3跨的鋼筋混凝土平面框架結構,如圖1(a)所示。結構每跨跨度為5.1 m,各層層高為3.3 m,總高19.8 m。設防烈度為8度(0.20g),場地類別為Ⅱ類,設計地震分組為第一組。框架柱截面尺寸均為600 mm×600 mm,框架梁截面尺寸均為400 mm×600 mm,框架梁一側帶有寬度為720 mm的樓板,其厚度為120 mm。采用的混凝土強度等級均為C35,鋼筋強度等級為HRB400。采用PKPM軟件進行結構設計,其配筋結果如表1、表2所示。

圖1 抗震結構與減震結構立面圖(m)Fig.1 Elevation views of seismic and damping frames (m)

表1 框架柱配筋信息(每側)Tab.1 Reinforcement information of the columns

表2 框架梁配筋信息Tab.2 Reinforcement information of the beams

1.2 減震結構

本文采用等效線性化設計方法對減震結構進行設計[22]。消能器布置方案如圖1(b)所示。每跨框架布置一塊墻板,在底部設置2對共4個相同的U型金屬消能器,每層共12個。采用的U型金屬消能器如圖2所示,其圓弧段半徑(R)、鋼板厚度(t)、鋼板寬度(B)和平直段有效長度(L)分別為84 mm,24 mm,54 mm和96 mm。消能器采用LY160低屈服點鋼材,彈性模量為2.0×105MPa,屈服強度設計值fy為135 MPa,根據式(1)和式(2)[23],計算得到其屈服荷載為12.5 kN,初始剛度為5.94 kN/mm。經計算得到結構小震下的附加阻尼比為4.41%。

圖2 U型金屬消能器Fig.2 U-shaped steel damper

(1)

(2)

式中:Fy為消能器的屈服荷載;fy為鋼材屈服強度;K0為消能器初始剛度;E為鋼材彈性模量。

2 混合試驗設計

采用OpenSees-OpenFresco-MTS混合試驗系統進行抗震結構和減震結構的混合試驗。如圖3所示,混合試驗系統將研究對象分為數值子結構和試驗子結構,采用OpenSees[24]有限元軟件建立數值子結構和試驗單元的有限元模型并對試驗加載進行控制,采用MTS加載系統對試驗子結構進行加載,并通過OpenFresco軟件傳遞數值子結構與試驗子結構之間的位移與荷載,不斷地進行迭代計算,直至分析完成。

圖3 OpenSees-OpenFresco-MTS混合試驗系統Fig.3 Hybrid test system of the OpenSees-OpenFresco-MTS

2.1 數值子結構與試驗子結構

對原型結構進行數值模擬分析,結果表明,無論是抗震結構還是減震結構,其薄弱層均位于結構底部。因此,本文選取底部2層中間跨框架作為試驗子結構,其余部分作為數值子結構,見圖3。

2.1.1 試驗子結構

抗震結構和減震結構的試驗子結構分別命名為S-1和S-2,均為兩層一跨的平面框架,由于試驗場地和運輸條件的限制,對原型結構進行縮尺設計,縮尺比例為1/2。試件層高均為1.65 m,跨度均為2.55 m,框架柱和框架梁的截面尺寸分別為300 mm×300 mm 和200 mm×300 mm,框架梁一側的翼緣樓板厚60 mm,寬360 mm。試件S-2的預制混凝土外掛墻板厚度為100 mm。外掛墻板頂部與框架梁間連接鋼筋最外側直徑為16 mm,中部直徑12 mm,間距100 mm。原型結構中,每塊外掛墻板底部設置4個U型消能器。為便于試驗中消能器安裝,模型結構中每塊墻板下布置了2個消能器。根據相似比理論,模型結構消能器的屈服荷載和剛度分別為原型結構中消能器的1/4和1/2,根據這2個參數值,設計所得試驗子結構所采用的U型金屬消能器幾何參數如表3所示。兩試件的幾何尺寸和配筋如圖4所示。

表3 試驗消能器設計參數Tab.3 The design parameters of tested damper

為方便施工安裝,試件S-1的梁板柱作為整體進行預制,僅一層框架柱底部的縱筋與基礎通過灌漿套筒進行連接。試件S-2的梁柱作為整體進行預制,其中框架梁為疊合梁。外掛墻板單獨預制,頂部預留連接鋼筋和抗剪鍵槽,如圖4(b)所示。施工過程中,試件S-2首先將框架柱底的縱筋與基礎通過灌漿套筒進行連接。養護一段時間后,將外掛墻板吊裝到位,頂部預留的插筋伸入疊合框架梁的上部,并綁扎樓板鋼筋。之后現場澆筑疊合框架梁上部和樓板的混凝土,從而形成整體試件。最后,將U型金屬消能器通過高強摩擦型螺栓與外掛墻板和基礎進行連接。需說明的是,外掛墻板上部的連接鋼筋和抗剪鍵槽僅在框架梁中部設置,避開了梁端的塑性鉸區,目的是便于形成梁鉸機制,減少外掛墻板對主體結構破壞模式的影響。

試驗子結構混凝土強度等級為C35,鋼筋強度等級為HRB400。實測試件各部位混凝土立方體抗壓強度結果如表4所示。鋼筋實測材性結果如表5所示。實測套筒灌漿料抗壓強度均值69.4 MPa。U型金屬消能器所用鋼材為LY160,實測屈服強度為150.3 MPa,抗拉強度為253.3 MPa。

表4 混凝土立方體抗壓強度結果Tab.4 Compressive strengths of cubic concrete

表5 鋼筋材性試驗結果Tab.5 Mechanical properties of reinforcement

2.1.2 數值子結構

數值子結構采用OpenSees有限元軟件建立,并將試驗單元嵌入模型中,在試驗單元上下兩個節點進行力與位移信號的傳遞,見圖3。梁柱構件采用纖維模型,單元類型為dispBeam-Column。其中,鋼筋材料為Steel02,材料性質與實測數據保持一致,混凝土材料為Concrete02,并采用Mander模型計算約束和非約束混凝土本構參數[25]。由于外掛墻板面內剛度較大,且試驗過程中未出現明顯的損傷,采用剛性柱模擬外掛墻板,可以有效協調主體結構和U型金屬消能器的變形[26]。采用Two Node Link單元模擬U型金屬消能器,使用Steel02材料,消能器骨架曲線采用雙折線模型,可考慮構件的第二剛度,循環加載的滯回性能通過材料的滯回參數控制。

2.1.3 U型金屬消能器模擬方法校驗

為了給數值子結構提供U型金屬消能器的力學參數,使數值子結構模擬更精確,本文首先對試件S-2中采用的U型金屬消能器進行了擬靜力試驗。試驗裝置如圖5所示,采用MTS液壓伺服作動器對試件施加豎向荷載,為了確保荷載方向保持豎直:一方面對MTS機身垂直于加載方向的兩個自由度施加約束;另一方面將2個相同的消能器對稱布置。根據FEMA-461[27]中位移敏感型構件的加載制度,采用位移控制加載,每級荷載循環2圈,最后一級荷載循環30圈,以評估消能器的疲勞性能,每級荷載位移值如表6所示。

圖5 U型金屬消能器加載裝置Fig.5 Test setup of the U-shaped steel damper

試驗過程中U型金屬消能器呈現出較理想的履帶式變形,僅圓弧段與平直段交界處附近的鋼板表面出現較輕微的裂紋,疲勞循環階段也未出現其他形式的破壞。

試驗與數值模擬所得滯回曲線如圖6所示。可見,本文采用的數值模擬方法可較準確地反應出U型金屬消能器的力學性能和滯回規則。

圖6 U型金屬消能器滯回曲線Fig.6 Hysteretic curves of the U-shaped steel damper

2.2 試驗裝置與測量方案

混合試驗中,試驗子結構的加載裝置如圖7所示。在框架柱頂部通過兩個液壓千斤頂施加恒定的豎向荷載。兩柱頂的豎向荷載值為432 kN,設計軸壓比為0.36。試件的一層和二層頂各通過一個MTS水平作動器施加水平荷載。具體加載時,作動器將每一步數值子結構計算得的位移施加到兩個樓層上,加載完成后將作動器的荷載值返回給數值子結構。需要注意的是,由于試驗子結構為縮尺1/2的構件,在位移與力的傳遞過程中需分別乘以2和4的放大系數。

圖7 試驗裝置和測量方案Fig.7 Test setup and measurement scheme

在框架梁兩端和柱頂、底部的縱筋、外掛墻板頂部與主體結構間的連接鋼筋以及U型金屬消能器上設置應變片(見圖2、圖4),以監測這些部位鋼筋和消能器在試驗過程中的受力情況。在基礎上設置水平位移計(D1)以測量試件的平動,在一層及二層頂設置水平位移計(D2,D3)以測量樓層位移,在試件S-2的U型金屬消能器上設置水平位移計(D4,D5)以測量消能器的剪切變形,如圖7所示。

2.3 輸入地震波及峰值加速度

本次混合試驗采用的輸入地震動為人工生成地震波,持續時間為30 s,時間間隔為0.01 s,其反應譜與規范設計譜的對比如圖8所示,滿足規范要求。兩試件分別進行了峰值加速度為70 gal,200 gal,400 gal和588 gal 4個工況下的混合試驗,以評估其在多遇地震、設防地震、罕遇地震和極罕遇地震[28]下的性能。

圖8 地震波反應譜對比Fig.8 Comparison between ground motion and design response spectra

3 試驗結果

抗震結構與減震結構試驗子結構的試驗現象如表7所示,兩試件在不同工況下的裂縫分布圖如圖9所示。兩試件最終的局部損傷狀態如圖10、圖11所示。

圖9 試件裂縫分布圖Fig.9 Crack distributions of the components

圖10 試件S-1最終損傷情況Fig.10 The final damage of the component S-1

圖11 試件S-2最終損傷情況Fig.11 The final damage of the component S-2

表7 試驗現象Tab.7 Test phenomena of the components

由試驗現象可知,抗震結構試件S-1在70 gal(多遇地震)和200 gal(設防地震)工況下均處于彈性狀態,400 gal(罕遇地震)工況下梁端和柱底先后出現塑性鉸,最大層間位移角為1/149,根據我國GB 50011—2010《建筑抗震設計規范》中給出的結構在地震中損傷程度與相應的變形指標的對應關系,該損傷程度屬于中等破壞。588 gal(極罕遇地震)工況下,試件塑性進一步發展,但并未出現混凝土保護層剝落現象,最大層間位移角為1/104,損傷程度為中等破壞。減震結構試件S-2在400 gal(罕遇地震)工況下梁端縱筋接近屈服,最大層間位移角為1/181,損傷程度為中等破壞,但其值稍大于輕微破壞和中等破壞臨界值(1/183);588 gal(極罕遇地震)工況下,梁端和柱底形成塑性鉸,且進入塑性程度較小,最大層間位移角為1/116,損傷程度為中等破壞。總體來看,與抗震結構相比,減震結構試件S-2在各個水準地震作用下的位移響應均較小,損傷程度也相應較輕微。

此外,試驗過程中,試件S-2中外掛墻板與框架梁之間連接處未出現明顯裂縫,連接鋼筋應力也較小,表明墻板與主體結構頂部的線連接較為可靠。以一層左側消能器為例,罕遇、極罕遇地震下的變形較為明顯,變形情況如圖12所示。可見,隨著地震動峰值加速度的增加,消能器的最大剪切變形值也逐漸增加,且變形模式均為預期的“履帶式”滾動變形,表明消能器的工作性能較為理想。

圖12 罕遇、極罕遇地震下一層左側消能器變形圖Fig.12 Deformation of the left damper on the first story under MCE and VRE

4 試驗結果分析

4.1 試驗子結構頂點位移時程

圖13為試驗子結構在不同工況下的頂點位移時程曲線。由圖13可知,70 gal(多遇地震)工況下,減震結構的最大位移響應(2.69 mm)大于抗震結構的最大位移響應(2.38 mm),主要原因是在多遇地震作用下,消能器進入塑性程度較低,為結構提供的附加阻尼較少,而顯著增加了結構剛度,使結構承受的地震作用增大,從而增加了結構的位移響應。在其余3個工況下,減震結構中消能器進入塑性程度逐漸增加,耗散較多的地震能量,從而減小了結構的位移響應,起到了減震的效果。具體而言,在地震加速度峰值為200 gal(設防地震)、400 gal(罕遇地震)和588 gal(極罕遇地震)工況下,抗震結構和減震結構的最大頂點位移分別為8.2 mm,20.1 mm,28.7 mm和7.3 mm,15.9 mm,24.3 mm。相比于抗震結構,減震結構的頂點位移分別減小了11.65%,20.88%和15.34%。

圖13 不同工況下試件頂點位移時程Fig.13 Top displacement time-history curves of components under different loading conditions

4.2 整體模型最大層間位移角

抗震結構和減震結構的3跨6層整體模型在不同工況下的最大層間位移角分布如圖14所示。由圖14可知,兩結構的最大層間位移角分布形式相似,峰值均出現在第二層。70 gal(多遇地震)工況下,減震結構的一層、二層層間位移角比抗震結構略大,但其余樓層均比抗震結構小。其余工況下,減震結構各樓層的層間位移角均小于抗震結構。兩結構在不同水準地震作用下最大層間位移角值及根據其計算得到的層間位移角減震率如表8所示。可見,減震結構在200 gal(設防地震)、400 gal(罕遇地震)和588 gal(極罕遇地震)工況下均具有一定的減震效果,且在400 gal工況下減震效果最明顯。

圖14 不同工況兩結構最大層間位移角分布圖Fig.14 Maximum inter-story drift ratio of the two structures under different loading conditions

表8 不同工況下減震結構的減震率

4.3 試驗子結構基底剪力-頂點位移滯回曲線

圖15為不同工況下抗震和減震結構試驗子結構的頂點位移-基底剪力滯回曲線。可以看出,70 gal(多遇地震)和200 gal(設防地震)工況下,抗震結構由于處于彈性階段,滯回環狹窄,而減震結構滯回環包圍面積相對較大,說明消能器在多遇地震時已進入塑性,開始耗散地震能量,達到了預期設計要求。此外,由于減震外掛墻板的存在,減震結構的剛度明顯較抗震結構大。

400 gal(罕遇地震)工況下與588 gal(極罕遇地震)工況,減震結構的最大位移明顯小于抗震結構,且相同位移下,減震結構的基底剪力較大,滯回環更加飽滿,表明減震外掛墻板可以一定程度上提高結構的承載力和耗能能力。

4.4 減震結構消能器變形情況

通過對比消能器的變形與層間位移的大小,可以反映外掛墻板是否能夠將結構變形傳遞至消能器,使消能器充分利用結構變形發揮耗能作用。以第一層中消能器為例,不同工況下消能器變形和結構層間位移時程對比如圖16所示。由圖16可知,在混合試驗的全過程中,消能器的變形時程曲線與層間位移時程曲線始終保持一致。相比于其他工況,在70 gal(多遇地震)工況下,層間位移與消能器變形差距相對較大,主要原因是此階段結構變形較小,最大值僅為0.8 mm,測量誤差對結果影響較大。200 gal(設防地震)、400 gal(罕遇地震)和588 gal(極罕遇地震)工況下,各時刻的層間位移與消能器變形均差別很小,表明外掛墻板可有效地將結構變形傳遞至消能器。

圖16 第一層消能器變形與層間位移對比Fig.16 Comparison between the damper deformation and inter-story displacement of the first story

5 結 論

本文設計了一榀6層3跨的含減震外掛墻板裝配式混凝土框架結構(減震結構)和一榀作為對比的純框架結構(抗震結構),并對其進行了混合試驗,主要得出以下結論:

(1)減震結構試驗子結構S-2與抗震結構試驗子結構S-1的破壞過程基本一致,均為梁端首先出現塑性鉸,隨后一層柱底出現塑性鉸,表明減震外掛墻板未改變主體結構的損傷演化模式。

(3)減震結構試件S-2中,U形金屬消能器的剪切變形隨地震動峰值加速度的增加而增加,且在各工況下變形模式均為預期的“履帶式”滾動變形。

(3)減震結構試件S-2中,外掛墻板本身以及墻板與結構連接處在試驗過程中均未出現任何裂縫,且結構層間位移與消能器變形始終保持一致,表明外掛墻板可將結構變形有效傳遞至消能器。

(4)在70 gal(多遇地震)工況下,由于減震外掛墻板導致結構剛度增加,作用于結構的地震力也顯著增加,同時小位移下消能器耗能能力較弱,導致減震結構試件S-2的位移響應略大于抗震結構試件S-1。

(5)在200 gal(設防地震)、400 gal(罕遇地震)和588 gal(極罕遇地震)工況下,減震結構試件S-2的層間位移角和頂點位移均小于抗震結構試件S-1,最大層間位移角的減震率分別為12.59%,17.68%和10.34%。

(6)各工況下減震結構試件S-2在相同頂點位移時的基底剪力值更大,滯回曲線更飽滿,表明減震外掛墻板可一定程度上提高結構的承載力和耗能能力。