含减震外挂墙板装配式混凝土框架结构混合试验研究

侯林兵, 种 迅, 霍 璞, 苗启松, 陈 曦, 黄 亮,3

(1. 合肥工业大学 土木与水利工程学院,合肥 230009; 2. 哈尔滨工业大学(深圳) 土木与环境工程学院, 广东 深圳 518055;3. 土木工程结构与材料安徽省重点实验室,合肥 230009; 4. 北京市建筑设计研究院有限公司,北京 100044)

作为一种集结构、保温、装饰等功能于一体的高性能外围护构件, 预制混凝土夹心保温外墙板(后文简称“外挂墙板”)被广泛应用于装配式建筑结构中[1-3]。除外挂墙板自身力学性能外[4-5],其与主体结构之间的连接方式一直是相关领域的研究热点。以往震害表明,当连接节点设计不合理时,地震作用下将出现连接破坏及墙板坠落现象[6-7]。

为减小墙板和主体结构间的相互作用,二者间的连接可采用“静定连接”形式,即通过在连接节点上设置长螺栓孔或采用滑轨等方式,使墙板和主体结构在地震作用下能够独立变形。静定连接方式在国外多采用“点连接”形式,即墙板和结构间设置3个或4个连接节点。根据节点连接构造以及墙板几何尺寸的不同,地震作用下墙板和主体结构间往往产生摇摆或水平滑动相对变形[8]。外挂墙板引入我国后,研究者提出了“线连接”方式,即墙板顶部通过钢筋与叠合梁进行刚性连接(避开叠合梁两端塑性铰区),底部则采用设置水平长螺栓孔的可滑动限位角钢进行连接。试验研究表明采用这一连接方式时,地震作用下墙板和主体结构间可产生相对的水平滑动变形,对结构的受力性能和损伤模式影响较小[9-10]。

尽管静定连接理论上较易设计和实现,但这一方式对连接节点的设计构造和施工精度依赖程度较大,易出现因螺栓孔长度不够、螺栓预紧力过大、连接件产生锈蚀等原因导致的无法产生预期变形的问题[11]。在静定连接的基础上,通过在非承重连接处引入消能元件,可进一步形成“耗能连接”方式。这种连接形式既避免了上述节点易产生的变形受阻的问题,又可利用墙板和主体结构间的相对变形耗散地震能量,从而达到减小结构地震响应,降低结构损伤的目的[12-13],因而是一种更为合理的连接方式。

本课题组在上述线连接的基础上,在墙板底部采用U型金属消能器替代原来的限位角钢连接,形成了一种新型的耗能连接方式。本文将U型金属消能器与外挂墙板共同组成的系统称为“减震外挂墙板”。课题组前期已开展了一个含减震外挂墙板的单层装配式混凝土剪力墙结构的拟静力试验,结果表明U型金属消能器地震作用下可以产生预期的变形,结构具有较好的耗能能力,且减震外挂墙板不会改变主体结构的损伤模式,初步验证了这一结构的可靠性和可行性[14]。

尽管拟静力试验可以反应构件的破坏模式和刚度、承载力、耗能能力等力学性能,但无法反应结构在地震作用下的动力响应。为了进一步评估减震外挂墙板对主体结构地震响应的影响,本文设计了一榀6层3跨的含减震外挂墙板装配式混凝土平面框架结构(后文简称“减震结构”)以及一榀作为对比的纯框架结构(后文简称“抗震结构”),取平面框架结构中底部中跨两层作为试验子结构,其余部分作为数值子结构,对两结构进行了混合试验[15-19]。通过对比两结构在不同水准地震作用下的受力性能和动力响应,评估了减震外挂墙板的减震效果。研究结果可为这类结构的推广和应用提供一定的理论依据。

1 原型结构设计

1.1 抗震结构

根据我国现行GB 50010—2010《混凝土结构设计规范》[20]和GB 50011—2010《建筑抗震设计规范》[21]的要求,设计了一榀6层3跨的钢筋混凝土平面框架结构,如图1(a)所示。结构每跨跨度为5.1 m,各层层高为3.3 m,总高19.8 m。设防烈度为8度(0.20g),场地类别为Ⅱ类,设计地震分组为第一组。框架柱截面尺寸均为600 mm×600 mm,框架梁截面尺寸均为400 mm×600 mm,框架梁一侧带有宽度为720 mm的楼板,其厚度为120 mm。采用的混凝土强度等级均为C35,钢筋强度等级为HRB400。采用PKPM软件进行结构设计,其配筋结果如表1、表2所示。

图1 抗震结构与减震结构立面图(m)Fig.1 Elevation views of seismic and damping frames (m)

表1 框架柱配筋信息(每侧)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 减震结构

本文采用等效线性化设计方法对减震结构进行设计[22]。消能器布置方案如图1(b)所示。每跨框架布置一块墙板,在底部设置2对共4个相同的U型金属消能器,每层共12个。采用的U型金属消能器如图2所示,其圆弧段半径(R)、钢板厚度(t)、钢板宽度(B)和平直段有效长度(L)分别为84 mm,24 mm,54 mm和96 mm。消能器采用LY160低屈服点钢材,弹性模量为2.0×105MPa,屈服强度设计值fy为135 MPa,根据式(1)和式(2)[23],计算得到其屈服荷载为12.5 kN,初始刚度为5.94 kN/mm。经计算得到结构小震下的附加阻尼比为4.41%。

图2 U型金属消能器Fig.2 U-shaped steel damper

(1)

(2)

式中:Fy为消能器的屈服荷载;fy为钢材屈服强度;K0为消能器初始刚度;E为钢材弹性模量。

2 混合试验设计

采用OpenSees-OpenFresco-MTS混合试验系统进行抗震结构和减震结构的混合试验。如图3所示,混合试验系统将研究对象分为数值子结构和试验子结构,采用OpenSees[24]有限元软件建立数值子结构和试验单元的有限元模型并对试验加载进行控制,采用MTS加载系统对试验子结构进行加载,并通过OpenFresco软件传递数值子结构与试验子结构之间的位移与荷载,不断地进行迭代计算,直至分析完成。

图3 OpenSees-OpenFresco-MTS混合试验系统Fig.3 Hybrid test system of the OpenSees-OpenFresco-MTS

2.1 数值子结构与试验子结构

对原型结构进行数值模拟分析,结果表明,无论是抗震结构还是减震结构,其薄弱层均位于结构底部。因此,本文选取底部2层中间跨框架作为试验子结构,其余部分作为数值子结构,见图3。

2.1.1 试验子结构

抗震结构和减震结构的试验子结构分别命名为S-1和S-2,均为两层一跨的平面框架,由于试验场地和运输条件的限制,对原型结构进行缩尺设计,缩尺比例为1/2。试件层高均为1.65 m,跨度均为2.55 m,框架柱和框架梁的截面尺寸分别为300 mm×300 mm 和200 mm×300 mm,框架梁一侧的翼缘楼板厚60 mm,宽360 mm。试件S-2的预制混凝土外挂墙板厚度为100 mm。外挂墙板顶部与框架梁间连接钢筋最外侧直径为16 mm,中部直径12 mm,间距100 mm。原型结构中,每块外挂墙板底部设置4个U型消能器。为便于试验中消能器安装,模型结构中每块墙板下布置了2个消能器。根据相似比理论,模型结构消能器的屈服荷载和刚度分别为原型结构中消能器的1/4和1/2,根据这2个参数值,设计所得试验子结构所采用的U型金属消能器几何参数如表3所示。两试件的几何尺寸和配筋如图4所示。

表3 试验消能器设计参数Tab.3 The design parameters of tested damper

为方便施工安装,试件S-1的梁板柱作为整体进行预制,仅一层框架柱底部的纵筋与基础通过灌浆套筒进行连接。试件S-2的梁柱作为整体进行预制,其中框架梁为叠合梁。外挂墙板单独预制,顶部预留连接钢筋和抗剪键槽,如图4(b)所示。施工过程中,试件S-2首先将框架柱底的纵筋与基础通过灌浆套筒进行连接。养护一段时间后,将外挂墙板吊装到位,顶部预留的插筋伸入叠合框架梁的上部,并绑扎楼板钢筋。之后现场浇筑叠合框架梁上部和楼板的混凝土,从而形成整体试件。最后,将U型金属消能器通过高强摩擦型螺栓与外挂墙板和基础进行连接。需说明的是,外挂墙板上部的连接钢筋和抗剪键槽仅在框架梁中部设置,避开了梁端的塑性铰区,目的是便于形成梁铰机制,减少外挂墙板对主体结构破坏模式的影响。

试验子结构混凝土强度等级为C35,钢筋强度等级为HRB400。实测试件各部位混凝土立方体抗压强度结果如表4所示。钢筋实测材性结果如表5所示。实测套筒灌浆料抗压强度均值69.4 MPa。U型金属消能器所用钢材为LY160,实测屈服强度为150.3 MPa,抗拉强度为253.3 MPa。

表4 混凝土立方体抗压强度结果Tab.4 Compressive strengths of cubic concrete

表5 钢筋材性试验结果Tab.5 Mechanical properties of reinforcement

2.1.2 数值子结构

数值子结构采用OpenSees有限元软件建立,并将试验单元嵌入模型中,在试验单元上下两个节点进行力与位移信号的传递,见图3。梁柱构件采用纤维模型,单元类型为dispBeam-Column。其中,钢筋材料为Steel02,材料性质与实测数据保持一致,混凝土材料为Concrete02,并采用Mander模型计算约束和非约束混凝土本构参数[25]。由于外挂墙板面内刚度较大,且试验过程中未出现明显的损伤,采用刚性柱模拟外挂墙板,可以有效协调主体结构和U型金属消能器的变形[26]。采用Two Node Link单元模拟U型金属消能器,使用Steel02材料,消能器骨架曲线采用双折线模型,可考虑构件的第二刚度,循环加载的滞回性能通过材料的滞回参数控制。

2.1.3 U型金属消能器模拟方法校验

为了给数值子结构提供U型金属消能器的力学参数,使数值子结构模拟更精确,本文首先对试件S-2中采用的U型金属消能器进行了拟静力试验。试验装置如图5所示,采用MTS液压伺服作动器对试件施加竖向荷载,为了确保荷载方向保持竖直:一方面对MTS机身垂直于加载方向的两个自由度施加约束;另一方面将2个相同的消能器对称布置。根据FEMA-461[27]中位移敏感型构件的加载制度,采用位移控制加载,每级荷载循环2圈,最后一级荷载循环30圈,以评估消能器的疲劳性能,每级荷载位移值如表6所示。

图5 U型金属消能器加载装置Fig.5 Test setup of the U-shaped steel damper

试验过程中U型金属消能器呈现出较理想的履带式变形,仅圆弧段与平直段交界处附近的钢板表面出现较轻微的裂纹,疲劳循环阶段也未出现其他形式的破坏。

试验与数值模拟所得滞回曲线如图6所示。可见,本文采用的数值模拟方法可较准确地反应出U型金属消能器的力学性能和滞回规则。

图6 U型金属消能器滞回曲线Fig.6 Hysteretic curves of the U-shaped steel damper

2.2 试验装置与测量方案

混合试验中,试验子结构的加载装置如图7所示。在框架柱顶部通过两个液压千斤顶施加恒定的竖向荷载。两柱顶的竖向荷载值为432 kN,设计轴压比为0.36。试件的一层和二层顶各通过一个MTS水平作动器施加水平荷载。具体加载时,作动器将每一步数值子结构计算得的位移施加到两个楼层上,加载完成后将作动器的荷载值返回给数值子结构。需要注意的是,由于试验子结构为缩尺1/2的构件,在位移与力的传递过程中需分别乘以2和4的放大系数。

图7 试验装置和测量方案Fig.7 Test setup and measurement scheme

在框架梁两端和柱顶、底部的纵筋、外挂墙板顶部与主体结构间的连接钢筋以及U型金属消能器上设置应变片(见图2、图4),以监测这些部位钢筋和消能器在试验过程中的受力情况。在基础上设置水平位移计(D1)以测量试件的平动,在一层及二层顶设置水平位移计(D2,D3)以测量楼层位移,在试件S-2的U型金属消能器上设置水平位移计(D4,D5)以测量消能器的剪切变形,如图7所示。

2.3 输入地震波及峰值加速度

本次混合试验采用的输入地震动为人工生成地震波,持续时间为30 s,时间间隔为0.01 s,其反应谱与规范设计谱的对比如图8所示,满足规范要求。两试件分别进行了峰值加速度为70 gal,200 gal,400 gal和588 gal 4个工况下的混合试验,以评估其在多遇地震、设防地震、罕遇地震和极罕遇地震[28]下的性能。

图8 地震波反应谱对比Fig.8 Comparison between ground motion and design response spectra

3 试验结果

抗震结构与减震结构试验子结构的试验现象如表7所示,两试件在不同工况下的裂缝分布图如图9所示。两试件最终的局部损伤状态如图10、图11所示。

图9 试件裂缝分布图Fig.9 Crack distributions of the components

图10 试件S-1最终损伤情况Fig.10 The final damage of the component S-1

图11 试件S-2最终损伤情况Fig.11 The final damage of the component S-2

表7 试验现象Tab.7 Test phenomena of the components

由试验现象可知,抗震结构试件S-1在70 gal(多遇地震)和200 gal(设防地震)工况下均处于弹性状态,400 gal(罕遇地震)工况下梁端和柱底先后出现塑性铰,最大层间位移角为1/149,根据我国GB 50011—2010《建筑抗震设计规范》中给出的结构在地震中损伤程度与相应的变形指标的对应关系,该损伤程度属于中等破坏。588 gal(极罕遇地震)工况下,试件塑性进一步发展,但并未出现混凝土保护层剥落现象,最大层间位移角为1/104,损伤程度为中等破坏。减震结构试件S-2在400 gal(罕遇地震)工况下梁端纵筋接近屈服,最大层间位移角为1/181,损伤程度为中等破坏,但其值稍大于轻微破坏和中等破坏临界值(1/183);588 gal(极罕遇地震)工况下,梁端和柱底形成塑性铰,且进入塑性程度较小,最大层间位移角为1/116,损伤程度为中等破坏。总体来看,与抗震结构相比,减震结构试件S-2在各个水准地震作用下的位移响应均较小,损伤程度也相应较轻微。

此外,试验过程中,试件S-2中外挂墙板与框架梁之间连接处未出现明显裂缝,连接钢筋应力也较小,表明墙板与主体结构顶部的线连接较为可靠。以一层左侧消能器为例,罕遇、极罕遇地震下的变形较为明显,变形情况如图12所示。可见,随着地震动峰值加速度的增加,消能器的最大剪切变形值也逐渐增加,且变形模式均为预期的“履带式”滚动变形,表明消能器的工作性能较为理想。

图12 罕遇、极罕遇地震下一层左侧消能器变形图Fig.12 Deformation of the left damper on the first story under MCE and VRE

4 试验结果分析

4.1 试验子结构顶点位移时程

图13为试验子结构在不同工况下的顶点位移时程曲线。由图13可知,70 gal(多遇地震)工况下,减震结构的最大位移响应(2.69 mm)大于抗震结构的最大位移响应(2.38 mm),主要原因是在多遇地震作用下,消能器进入塑性程度较低,为结构提供的附加阻尼较少,而显著增加了结构刚度,使结构承受的地震作用增大,从而增加了结构的位移响应。在其余3个工况下,减震结构中消能器进入塑性程度逐渐增加,耗散较多的地震能量,从而减小了结构的位移响应,起到了减震的效果。具体而言,在地震加速度峰值为200 gal(设防地震)、400 gal(罕遇地震)和588 gal(极罕遇地震)工况下,抗震结构和减震结构的最大顶点位移分别为8.2 mm,20.1 mm,28.7 mm和7.3 mm,15.9 mm,24.3 mm。相比于抗震结构,减震结构的顶点位移分别减小了11.65%,20.88%和15.34%。

图13 不同工况下试件顶点位移时程Fig.13 Top displacement time-history curves of components under different loading conditions

4.2 整体模型最大层间位移角

抗震结构和减震结构的3跨6层整体模型在不同工况下的最大层间位移角分布如图14所示。由图14可知,两结构的最大层间位移角分布形式相似,峰值均出现在第二层。70 gal(多遇地震)工况下,减震结构的一层、二层层间位移角比抗震结构略大,但其余楼层均比抗震结构小。其余工况下,减震结构各楼层的层间位移角均小于抗震结构。两结构在不同水准地震作用下最大层间位移角值及根据其计算得到的层间位移角减震率如表8所示。可见,减震结构在200 gal(设防地震)、400 gal(罕遇地震)和588 gal(极罕遇地震)工况下均具有一定的减震效果,且在400 gal工况下减震效果最明显。

图14 不同工况两结构最大层间位移角分布图Fig.14 Maximum inter-story drift ratio of the two structures under different loading conditions

表8 不同工况下减震结构的减震率

4.3 试验子结构基底剪力-顶点位移滞回曲线

图15为不同工况下抗震和减震结构试验子结构的顶点位移-基底剪力滞回曲线。可以看出,70 gal(多遇地震)和200 gal(设防地震)工况下,抗震结构由于处于弹性阶段,滞回环狭窄,而减震结构滞回环包围面积相对较大,说明消能器在多遇地震时已进入塑性,开始耗散地震能量,达到了预期设计要求。此外,由于减震外挂墙板的存在,减震结构的刚度明显较抗震结构大。

400 gal(罕遇地震)工况下与588 gal(极罕遇地震)工况,减震结构的最大位移明显小于抗震结构,且相同位移下,减震结构的基底剪力较大,滞回环更加饱满,表明减震外挂墙板可以一定程度上提高结构的承载力和耗能能力。

4.4 减震结构消能器变形情况

通过对比消能器的变形与层间位移的大小,可以反映外挂墙板是否能够将结构变形传递至消能器,使消能器充分利用结构变形发挥耗能作用。以第一层中消能器为例,不同工况下消能器变形和结构层间位移时程对比如图16所示。由图16可知,在混合试验的全过程中,消能器的变形时程曲线与层间位移时程曲线始终保持一致。相比于其他工况,在70 gal(多遇地震)工况下,层间位移与消能器变形差距相对较大,主要原因是此阶段结构变形较小,最大值仅为0.8 mm,测量误差对结果影响较大。200 gal(设防地震)、400 gal(罕遇地震)和588 gal(极罕遇地震)工况下,各时刻的层间位移与消能器变形均差别很小,表明外挂墙板可有效地将结构变形传递至消能器。

图16 第一层消能器变形与层间位移对比Fig.16 Comparison between the damper deformation and inter-story displacement of the first story

5 结 论

本文设计了一榀6层3跨的含减震外挂墙板装配式混凝土框架结构(减震结构)和一榀作为对比的纯框架结构(抗震结构),并对其进行了混合试验,主要得出以下结论:

(1)减震结构试验子结构S-2与抗震结构试验子结构S-1的破坏过程基本一致,均为梁端首先出现塑性铰,随后一层柱底出现塑性铰,表明减震外挂墙板未改变主体结构的损伤演化模式。

(3)减震结构试件S-2中,U形金属消能器的剪切变形随地震动峰值加速度的增加而增加,且在各工况下变形模式均为预期的“履带式”滚动变形。

(3)减震结构试件S-2中,外挂墙板本身以及墙板与结构连接处在试验过程中均未出现任何裂缝,且结构层间位移与消能器变形始终保持一致,表明外挂墙板可将结构变形有效传递至消能器。

(4)在70 gal(多遇地震)工况下,由于减震外挂墙板导致结构刚度增加,作用于结构的地震力也显著增加,同时小位移下消能器耗能能力较弱,导致减震结构试件S-2的位移响应略大于抗震结构试件S-1。

(5)在200 gal(设防地震)、400 gal(罕遇地震)和588 gal(极罕遇地震)工况下,减震结构试件S-2的层间位移角和顶点位移均小于抗震结构试件S-1,最大层间位移角的减震率分别为12.59%,17.68%和10.34%。

(6)各工况下减震结构试件S-2在相同顶点位移时的基底剪力值更大,滞回曲线更饱满,表明减震外挂墙板可一定程度上提高结构的承载力和耗能能力。