馬軍衛(wèi) 潘金龍 莫 創(chuàng) 尹萬云 劉守城

(1東南大學(xué)混凝土及預(yù)應(yīng)力混凝土結(jié)構(gòu)教育部重點實驗室, 南京 210096)(2中國十七冶集團(tuán)有限公司, 馬鞍山 243000)

半裝配式框架-剪力墻結(jié)構(gòu)抗震性能試驗

馬軍衛(wèi)1潘金龍1莫 創(chuàng)1尹萬云2劉守城2

(1東南大學(xué)混凝土及預(yù)應(yīng)力混凝土結(jié)構(gòu)教育部重點實驗室, 南京 210096)(2中國十七冶集團(tuán)有限公司, 馬鞍山 243000)

為綜合評價現(xiàn)澆剪力墻預(yù)制框架半裝配式框架-剪力墻結(jié)構(gòu)的抗震性能,設(shè)計制作了2榀1∶2的2層2跨混凝土框架-剪力墻結(jié)構(gòu)模型試件,并對其進(jìn)行了低周反復(fù)荷載試驗.對比研究了這2榀試件的破壞機(jī)制、破壞過程、滯回性能、位移延性和耗能能力等抗震特性.試驗結(jié)果表明,半裝配試件與現(xiàn)澆試件具有相近的開裂位移、裂縫開展形態(tài)、破壞模式、耗能能力和側(cè)向承載能力,但半裝配試件的延性略低,在不同承載狀態(tài)下的水平荷載也略低.現(xiàn)澆剪力墻預(yù)制框架半裝配式框架-剪力墻結(jié)構(gòu)的整體性較好,在地震中具有可靠的抗倒塌能力.

半裝配式框架-剪力墻結(jié)構(gòu);低周反復(fù)荷載試驗;滯回性能;位移延性;耗能能力

裝配式建筑具有建造周期短、施工質(zhì)量穩(wěn)定、施工環(huán)境友好、原材料消耗較少、產(chǎn)業(yè)化程度高等優(yōu)點,大力推廣裝配式建筑是實現(xiàn)建筑產(chǎn)業(yè)現(xiàn)代化的重要途徑之一.隨著我國城市化進(jìn)程的加速推進(jìn),裝配式建筑的研究和應(yīng)用成為國內(nèi)關(guān)注的熱點之一.裝配式框架-剪力墻結(jié)構(gòu)預(yù)制率高,梁、柱等預(yù)制構(gòu)件均為線性構(gòu)件,便于吊裝和安裝[1],同時又兼具框架結(jié)構(gòu)平面布置靈活和剪力墻結(jié)構(gòu)抗側(cè)剛度大等優(yōu)點,故研究和推廣裝配式框架-剪力墻結(jié)構(gòu)具有重要的現(xiàn)實意義.

Ioani等[2]提出了一種無梁樓蓋全裝配式框架-剪力墻結(jié)構(gòu)體系,并對其進(jìn)行了理論分析和試驗研究;Negro等[3]對1個3層裝配式框-剪結(jié)構(gòu)模型進(jìn)行了擬動力試驗研究;Buddika等[4]采用Opensees軟件對裝配式框-剪結(jié)構(gòu)進(jìn)行了理論研究;鄭振鵬[1]等基于實際工程背景,以等同現(xiàn)澆為目標(biāo),對一棟裝配式框架-剪力墻結(jié)構(gòu)進(jìn)行了設(shè)計.

目前,國內(nèi)學(xué)者關(guān)于裝配式結(jié)構(gòu)的研究主要集中在裝配式剪力墻[5-8]、裝配式框架[9-11]的抗震性能等方面,旨在推進(jìn)裝配式結(jié)構(gòu)在我國的應(yīng)用,然而關(guān)于裝配式鋼筋混凝土框架-剪力墻結(jié)構(gòu)抗震性能的試驗研究尚未見報道.

我國行業(yè)標(biāo)準(zhǔn)《裝配式混凝土結(jié)構(gòu)技術(shù)規(guī)程》(JGJ 1—2014)[12]對于裝配式框架-剪力墻結(jié)構(gòu)的推薦做法是,剪力墻采用現(xiàn)澆,框架采用裝配,即采用半裝配的形式.但這種現(xiàn)澆剪力墻、預(yù)制框架半裝配式框架-剪力墻結(jié)構(gòu)的抗震性能與傳統(tǒng)現(xiàn)澆結(jié)構(gòu)的差異尚不明確.鑒于此,本文設(shè)計制作了2榀1∶2的混凝土框架-剪力墻結(jié)構(gòu)模型,通過進(jìn)行低周反復(fù)荷載試驗,研究其破壞形態(tài)、滯回耗能、位移延性等,以綜合評價該類現(xiàn)澆剪力墻預(yù)制框架半裝配式框架-剪力墻結(jié)構(gòu)的抗震性能.

1 試驗

1.1 試件設(shè)計

試件設(shè)計為兩層兩跨1∶2的縮尺模型結(jié)構(gòu),共制作了2個試件,即現(xiàn)澆剪力墻預(yù)制框架半裝配式框架-剪力墻結(jié)構(gòu)試件PC-2和現(xiàn)澆對比試件RC-1,其配筋完全相同.試件的拆分情況如圖1(a)所示.試件PC-2框架梁拆分設(shè)計在梁端,框架梁為疊合梁,在梁上部、端部設(shè)置后澆帶;框架柱拆分設(shè)計在柱反彎點處,使柱連接處彎矩最小.框架梁縱筋連接采用全灌漿套筒連接,框架柱縱筋連接采用半灌漿套筒連接(見圖1(b)).

制作試件PC-2時,于模臺上整體澆筑地梁、2層剪力墻墻體和1層框架柱(澆筑至1/2層高處),預(yù)制框架柱節(jié)點和框架梁.

試件裝配按照先框架柱節(jié)點后框架梁的順序逐層進(jìn)行.框架柱節(jié)點裝配時,在柱-柱拼縫處實施灌漿作業(yè).框架梁裝配的先后工序為:① 采用全灌漿套筒連接框架梁縱筋和框架柱節(jié)點水平縱筋;② 綁扎梁箍筋;③ 立模板并澆筑混凝土.

為保證后澆混凝土與預(yù)制混凝土可靠黏結(jié),在預(yù)制梁端設(shè)置鍵槽和毛面.框架柱裝配前,將柱底表面混凝土鑿毛,并用高壓水沖洗干凈,然后進(jìn)行坐漿、安裝、灌漿等作業(yè).

1.2 材料性能

2個試件的設(shè)計混凝土強(qiáng)度等級均為C30.試件PC-2的后澆混凝土強(qiáng)度等級為C35,較主體結(jié)構(gòu)提高1個等級.試件主體構(gòu)件均采用商品混凝土澆筑,后澆帶采用人工拌制的微膨脹細(xì)石混凝土澆筑.箍筋采用直徑為4 mm的8#鍍鋅鐵絲,其余鋼筋均采用HRB400級鋼筋.鋼筋實測力學(xué)性能見表1.混凝土實測抗壓強(qiáng)度fcu見表2.預(yù)留灌漿料試塊尺寸為40 mm×40 mm×160 mm,實測灌漿料抗折強(qiáng)度均值為18.3 MPa,抗壓強(qiáng)度均值為88.5 MPa.

(a) 拆分拼裝示意圖

(b) 試件配筋圖

表1 鋼筋力學(xué)性能

表2 實測混凝土立方體抗壓強(qiáng)度 MPa

1.3 試驗裝置及加載方案

試驗裝置如圖2所示,水平力由最大拉壓能力為1 500 kN的MTS作動器施加.MTS與試件之間通過豎向分配鋼梁將水平力進(jìn)行分配,使試件的1,2層上的水平力按倒三角形分布.試驗前在1,2層剪力墻墻梁端部設(shè)置夾具,首先通過8根直徑32 mm的精軋螺紋鋼將試件與豎向分配鋼梁拉結(jié),然后采用高強(qiáng)螺桿將作動器頭與豎向分配鋼梁拉結(jié).試件上的豎向力通過豎向千斤頂施加,其中剪力墻頂部布置一個水平分配鋼梁,分配鋼梁中部布置1個量程為1 000 kN的油壓千斤頂,2個框架柱柱頂各布置1個特制的鋼連接件,連接件上側(cè)各布置1個量程為500 kN的油壓千斤頂.

圖2 加載示意圖

試驗中首先施加豎向荷載,然后施加水平向往復(fù)荷載.中柱和邊柱的試驗軸壓比為0.15,墻體的試驗軸壓比為0.12,試驗軸壓比較實際結(jié)構(gòu)軸壓比小.根據(jù)《建筑抗震試驗方法規(guī)程》(JGJ 101—1996)[13],水平加載采用位移控制的方法,先以作動器加載點水平位移(2,3,4,5,6,7 mm)作為控制位移進(jìn)行加載,每個位移值循環(huán)1次,然后以8 mm的整數(shù)倍(即試件總高的0.25%,0.50%,0.75%,…)作為控制位移進(jìn)行加載,每個位移值循環(huán)3次,直至試件承載力下降至最大承載力的85%左右時結(jié)束試驗.定義作動頭伸長為正向加載,縮短為負(fù)向加載.

試驗時在框架邊柱外側(cè)1,2層框架梁截面形心對應(yīng)位置布置了位移計,用于量測試驗過程中1,2層的位移;在地梁的遠(yuǎn)端水平向布置了位移計,用于量測地梁的平動.利用DH3816靜態(tài)測試系統(tǒng)采集試件中應(yīng)變片的應(yīng)變.

2 試驗現(xiàn)象

2.1 試件RC-1

試驗前,先按照計算的豎向荷載值施加軸力,然后在水平向預(yù)加載2周,確定儀器運(yùn)行正常后再進(jìn)行正式加載[13].水平向預(yù)加載值按試件預(yù)估開裂荷載的20%確定.

對于試件RC-1,當(dāng)正向加載位移為3.0 mm(對應(yīng)的水平向荷載F=184 kN)時,1層墻體右側(cè)邊柱距地梁頂面200 mm處出現(xiàn)水平裂縫.當(dāng)正向加載位移為4.0 mm(F=224 kN)時,2層右側(cè)梁距墻體200 mm附近出現(xiàn)1條豎向裂縫.當(dāng)負(fù)向加載位移為5.0 mm(F=302 kN)時,墻體左側(cè)邊柱距地梁頂面150 mm處出現(xiàn)水平裂縫,且在隨后的加載過程中,該裂縫由墻體邊緣向中部擴(kuò)展.在控制位移為8.0 mm的第1次循環(huán)正向加載過程中,1層邊柱距離地梁頂面180 mm處出現(xiàn)1條斜裂縫,1層中柱距地梁上表面120 mm附近處出現(xiàn)1條斜裂縫,1,2層梁梁根部均出現(xiàn)多條豎向裂縫.當(dāng)正向加載位移為16.0 mm(F=758 kN)時,1層墻體表面斜裂縫繼續(xù)開展并貫穿墻體;當(dāng)負(fù)向加載位移為16.0 mm(F=554 kN)時,1層墻體負(fù)向加載時產(chǎn)生的斜裂縫繼續(xù)開展并貫穿墻體,正負(fù)向產(chǎn)生的斜裂縫交叉后呈明顯X形,且在隨后的加載過程中,伴隨著裂縫的不斷張開、閉合,又有新裂縫產(chǎn)生.當(dāng)正向加載位移為56.0 mm(F=803 kN)時,1層墻體兩側(cè)邊柱根部縱筋壓屈裸露,箍筋鼓脹,混凝土壓潰、剝落愈加明顯;1層右側(cè)邊柱右側(cè)面底部上裂縫開展,其中一條裂縫寬度達(dá)2.5 mm,1,2層右側(cè)梁右端根部豎向通縫寬度達(dá)到3.2 mm.當(dāng)負(fù)向加載位移為56 mm時,1層墻體兩側(cè)邊柱根部混凝土壓碎、剝落更加明顯,試件發(fā)出異常聲響.在控制位移為56.0 mm的第3次循環(huán)正向加載過程中,水平推力下降較快,墻體上部豎向千斤頂力難以維持,此時正負(fù)向最大水平推力均已降至最大荷載值的85%以下,為安全起見,加載結(jié)束.試件典型部位的破壞見圖3.

(a) 1層連梁右端

(b) 1層中節(jié)點

(c) 1層墻體

2.2 試件PC-2

當(dāng)正向加載位移為3.0 mm(F=214 kN)時,墻體右側(cè)邊柱距地梁頂面350 mm處出現(xiàn)一條長約50 mm的水平裂縫,2層右側(cè)梁右端距墻體邊緣約160 mm處出現(xiàn)一條豎向裂縫.當(dāng)負(fù)向加載位移為4.0 mm(F=102 kN)時,墻體左側(cè)邊柱距地梁頂面230 mm處出現(xiàn)一條長約160 mm、寬約0.1 mm的水平縫;當(dāng)負(fù)向加載位移為5.0 mm(F=175 kN)時,此水平縫繼續(xù)向墻體中部開展;在后續(xù)正向加載過程中,墻體右側(cè)亦出現(xiàn)與該裂縫呈對稱狀的水平縫,且隨著載荷的增加,此水平縫緩慢向墻體中部開展.當(dāng)正向加載位移6.0 mm(F=382 kN)時,墻體表面距地梁頂面150 mm處出現(xiàn)一條斜向裂縫,1,2層右側(cè)梁右端出現(xiàn)少量豎向通縫.當(dāng)正向加載位移8.0 mm(F=459 kN)時,墻體中部出現(xiàn)一條寬約0.1 mm、貫穿墻體的斜裂縫,2層邊柱反彎點坐漿層底部出現(xiàn)一條長50 mm、寬0.1 mm的水平縫.當(dāng)正向加載位移為40.0 mm(F=975 kN)時,1,2層右側(cè)梁與墻體結(jié)合處部分混凝土被壓碎,1層墻體左側(cè)邊柱底部混凝土嚴(yán)重剝落.框架部分梁-柱節(jié)點處均有混凝土壓碎、剝落.此后加載直至試驗結(jié)束,1,2層預(yù)制柱連接處坐漿層發(fā)生開裂,但裂縫不隨加載位移的增大而持續(xù)開展,套筒連接未發(fā)生破壞,說明在反彎點處用半灌漿套對柱進(jìn)行連接合理可行.當(dāng)正向加載位移為48.0 mm(F=810 kN)時,1層墻體左右側(cè)根部混凝土壓碎、剝落更加明顯,框架梁上遠(yuǎn)離梁端部位密集出現(xiàn)多條豎向裂縫,原梁端豎向裂縫寬度繼續(xù)增大,1層柱底亦出現(xiàn)多條斜裂縫.當(dāng)負(fù)向加載位移為48.0 mm(F=853 kN)時,1層中節(jié)點右側(cè)梁根部裂縫寬度達(dá)到3mm,框架梁上遠(yuǎn)離梁端部位出現(xiàn)多條豎向裂縫,1,2層框架梁右側(cè)根部出現(xiàn)混凝土壓碎、剝落現(xiàn)象.

在控制位移為48 mm的第3次循環(huán)正向加載過程中,墻體出現(xiàn)明顯扭轉(zhuǎn),側(cè)向支撐上的滾輪被壓壞,此時水平推力已降至最大水平推力的85%以下,為安全起見,結(jié)束試驗.本次循環(huán)加載過程中實測試件1層最大側(cè)移為29.1 mm,對應(yīng)層間位移角約為1/50;試件2層最大側(cè)移為59.9 mm,對應(yīng)層間位移角約為1/52,均已遠(yuǎn)大于鋼筋混凝土框-剪結(jié)構(gòu)在罕遇地震作用下層間位移角限值1/100[14].試驗后試件典型部位的破壞見圖4.

試驗中框架梁裂縫從梁端向梁中心依次出現(xiàn),后澆帶處未見裂縫,表明在梁端面采用鍵槽并鑿毛、后澆帶采用微膨脹細(xì)石混凝土等方法可有效避免界面裂縫的形成.柱-柱拼縫處未出現(xiàn)結(jié)構(gòu)性裂縫,說明將柱子連接部位設(shè)計在柱子半層高處的方案是合理的,在地震中具有較高的安全度.

3 試驗結(jié)果及分析

3.1 荷載-位移滯回曲線

試件的滯回曲線和骨架曲線分別見圖5和圖6.由圖可知,2個試件的滯回曲線均較飽滿,具有良好的滯回耗能特性.正向加載時,2個試件均在控制位移為40 mm的第1次循環(huán)內(nèi)達(dá)到最大承載力;負(fù)向加載時,2個試件均在控制位移為48 mm的第1次循環(huán)內(nèi)達(dá)到最大承載力.

(a) 1層連梁右端

(b) 1層中節(jié)點

(c) 1層墻體

圖5 水平力-水平位移滯回曲線

由試件PC-2的滯回曲線可見,在控制位移為48 mm的第1次循環(huán)之前,滯回環(huán)呈典型的弓形,試件耗能較好.在控制位移為48 mm的第1次循環(huán)之后,滯回環(huán)嚴(yán)重捏攏,突變?yōu)榉碨形,耗能能力下降.這主要是因為試驗中剪力墻部位發(fā)生了扭轉(zhuǎn),致使加載點處滑移加大,剪力墻未能充分發(fā)揮其

圖6 水平力-水平位移骨架曲線

抗側(cè)能力而導(dǎo)致試件承載力出現(xiàn)了急劇下降.隨著試件鋼筋的屈服和混凝土的壓潰,控制位移為48 mm的第2,3次循環(huán)加載過程中,試件PC-2的承載力下降明顯,耗能較第1次循環(huán)明顯減小.在控制位移為48 mm的第3次循環(huán)正向加載過程中,試件PC-2的1,2層最大層間位移角均大于1/52,遠(yuǎn)大于鋼筋混凝土框架-剪力墻結(jié)構(gòu)在罕遇地震作用下的層間位移角限值1/100[14].這說明現(xiàn)澆剪力墻預(yù)制框架半裝配式框架-剪力墻結(jié)構(gòu)的整體性較好,在地震中具有可靠的抗倒塌能力.

3.2 延性系數(shù)和變形能力

評價延性的指標(biāo)有曲率延性系數(shù)、轉(zhuǎn)角延性系數(shù)和位移延性系數(shù).位移延性系數(shù)能反映結(jié)構(gòu)或構(gòu)件進(jìn)入非彈性階段后的變形能力和耗能能力.本文采用位移延性系數(shù)μ來表征試件在加載過程中的延性,且μ=Δu/Δy,其中Δu為極限位移,Δy為屈服位移.

采用能量等值法[15]確定屈服位移Δy和屈服荷載Fy.當(dāng)水平荷載下降為峰值荷載的85%時,對應(yīng)的位移和荷載即為極限位移和極限荷載，荷載特征值及位移延性系數(shù)見表3.

表3 荷載特征值及位移延性系數(shù)

注:Fmax為峰值荷載;Δmax為峰值位移.

由表3可知,與現(xiàn)澆試件RC-1相比,半裝配式試件PC-2在不同承載狀態(tài)下的水平荷載均略有降低,正向加載時屈服荷載降低6.0%,峰值荷載降低6.8%,極限荷載降低5.7%;負(fù)向加載時屈服荷載降低10.9%,峰值荷載降低12.2%,極限荷載降低12.0%.2個試件的承載力對比結(jié)果表明,本文采用的半裝配式結(jié)構(gòu)與整體現(xiàn)澆結(jié)構(gòu)具有幾乎相同的側(cè)向承載能力.2個試件的正向加載延性系數(shù)基本相同,差值僅為3.3%;負(fù)向加載延性系數(shù)差值為25.0%,差值較大的原因為加載后期試件PC-2的剪力墻發(fā)生扭轉(zhuǎn)變形,從而導(dǎo)致該試件的水平承載力快速退化.

3.3 耗能能力

本文采用能量耗散系數(shù)E來評價結(jié)構(gòu)在地震中的耗能能力.按照文獻(xiàn)[13]的方法,計算得到試件RC-1和PC-2的能量耗散曲線,結(jié)果見圖7.

圖7 能量耗散曲線對比

由圖7可見,2個試件的能量耗散系數(shù)曲線路徑基本相同.剪力墻由于具有較大的抗側(cè)移剛度,因此在水平加載時率先進(jìn)入彈塑性狀態(tài),試驗試件前期能量耗散主要由剪力墻提供.水平加載后期框架亦進(jìn)入彈塑性階段,與剪力墻共同耗散能量.試件PC-2在極限位移時的能量耗散系數(shù)超過1,表明該半裝配式結(jié)構(gòu)體系在大震下具備高耗能能力.

4 結(jié)論

1) 半裝配式試件PC-2與現(xiàn)澆試件RC-1具有相近的開裂位移、相似的裂縫開展形態(tài)和破壞模式,且均具有穩(wěn)定的滯回耗能能力.試件PC-2經(jīng)歷了較大的彈塑性變形,結(jié)構(gòu)的最大層間位移角大于1/52,遠(yuǎn)超過鋼筋混凝土框架-剪力墻結(jié)構(gòu)在罕遇地震作用下層間位移角限值1/100.

2) 在加載過程中,半裝配式試件PC-2的預(yù)制柱連接處坐漿層發(fā)生開裂,但裂縫不隨加載位移的增大而持續(xù)開展,套筒連接未發(fā)生破壞,說明在框架柱反彎點處用灌漿套進(jìn)行連接是可靠的.

3) 與現(xiàn)澆試件RC-1相比,半裝配式試件PC-2在不同承載狀態(tài)時的水平荷載均略有降低.2個試件的承載力對比結(jié)果表明,本文采用的半裝配式結(jié)構(gòu)與整體現(xiàn)澆結(jié)構(gòu)具有幾乎相同的側(cè)向承載能力.

4) 現(xiàn)澆剪力墻預(yù)制框架半裝配式框架-剪力墻結(jié)構(gòu)的整體性能較好,在地震中具有可靠的抗倒塌能力.

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Seismic performance experiments on semi-precast shear wall-frame structures

Ma Junwei1Pan Jinlong1Mo Chuang1Yin Wanyun2Liu Shoucheng2

(1Key Laboratory of Concrete and Prestressed Concrete Structures of Ministry of Education, Southeast University, Nanjing 210096, China)(2China MCC17 Croup Co., Ltd., Maanshan 243000, China)

To comprehensively evaluate the seismic performance of semi-precast shear wall-frame structures consisting of monolithic shear walls and prefabricated frames, two half-scale models of two-story two-bay frame-wall structures were designed and constructed. The reversed cyclic lateral loading tests on the two specimens were carried out. The seismic characteristics, such as failure mechanism, failure process, hysteretic response, displacement ductility and energy dissipation capacity, were studied and compared. The results show that, the cracking displacement, developing patterns of cracks, failure patterns, energy dissipation capacity, and lateral bearing capacity of the semi-precasted specimens are similar with those of the monolithic specimens. However, the ductility and the horizontal loads of the semi-precasted specimens are slightly lower. The semi-precast shear wall-frame structures exhibit good integrity and reliable anti-collapse ability during the earthquake.

semi-precast shear wall-frame structure; reversed cyclic lateral loading test; hysteretic response; displacement ductility; energy dissipation capacity

10.3969/j.issn.1001-0505.2017.02.019

2016-06-28. 作者簡介: 馬軍衛(wèi)(1981―)，男，博士生；潘金龍(聯(lián)系人)，男，博士，教授，博士生導(dǎo)師，jinlongp@gmail.com.

國家自然科學(xué)基金資助項目(51278118)、中國中冶"三五"重大科技專項資助項目.

馬軍衛(wèi)，潘金龍，莫創(chuàng),等.半裝配式框架-剪力墻結(jié)構(gòu)抗震性能試驗[J].東南大學(xué)學(xué)報(自然科學(xué)版),2017,47(2):313-319.

10.3969/j.issn.1001-0505.2017.02.019.

TU375; TU317.1

A

1001-0505(2017)02-0313-07