受损带预制外挂墙板框架结构修复后抗震性能研究*

张国伟 安佳宁 高海智 张文利 秦昌安 薛红京 张 猛 汪浩强 王雅贤

(1.北京建筑大学,工程结构与新材料北京市高等学校工程研究中心,北京 100044;2.北京建工远大建设工程有限公司,北京 100044;3.北京市建筑设计研究院有限公司,北京 100045)

外挂墙板围护体系由于能够提高施工效率、减少现场湿作业和降低碳排放[1],故在混凝土框架结构和钢结构中得到广泛应用。外挂墙板在结构设计中作为非承重构件,往往忽视其对主体结构的抗震贡献,没有充分利用围护结构自身的强度和刚度。在多遇或罕遇地震作用下,外挂墙板能够通过抵抗水平地震荷载来实现结构承载力的提高,增强结构抗倒塌能力[2-7]。已有试验研究表明,在经历罕遇地震时,外挂墙板与框架连接节点发挥水平约束作用,墙板为主体结构提供附加刚度并承担约50%的水平荷载[8-9]。因此,外挂墙体对框架结构抗震性能的提高具有重要的研究价值和实际意义。

我国是一个地震多发国家,地震会给建筑结构造成不同程度的损伤,需进行鉴定加固以满足后续正常使用要求。针对受损框架,可采用增设减震墙板[10]、复合墙板[11]或其他预制墙体的方式进行修复加固。新增的围护墙体作为框架结构的第二道防线,为受损框架提供支撑,避免其出现较大层间变形,同时发挥减震耗能、提高抗侧刚度和承载力的作用,使受损结构的抗震性能得到改善。然而,一般研究关注于受损空框架的修复,抗震性能更优异的带预制外挂墙板框架结构受损后的修复加固研究鲜有报道,亟须开展相关研究工作。

为研究受损带预制外挂墙板钢筋混凝土(RC)框架结构修复加固后的抗震性能,使用碳纤维(CFRP)布和钢板等材料修复加固了2榀足尺受损两层带预制外挂墙板RC框架,对其进行拟静力加载试验,与初始结构的滞回性能、承载能力、刚度退化等抗震性能指标以及破坏形态进行比较分析,为该结构的受损修复和抗震性能分析提供试验依据。

1 受损外挂墙板框架修复设计

1.1 受损试件破坏形态

受损试件使用文献[8-9]中的2榀两层足尺外挂新型预制围护墙体RC框架,两试件的框架梁、框架柱截面形式和尺寸均相同,仅外挂墙板类型不同,试件示意如图1a所示。框架梁、柱混凝土强度等级为C30,截面尺寸及配筋参数见表1。2榀框架试件通过外挂节点分别与轻钢龙骨墙板和混凝土墙板连接,形成外挂轻钢龙骨墙板RC框架试件(LSF)、外挂混凝土墙板RC框架试件(PCF)。每块预制外挂墙板预埋4个连接节点,墙板顶部两节点为承重节点,通过高强螺栓与框架梁预埋件固定;墙板底部两节点为限位节点,通过高强螺栓与下层梁预埋件进行连接。层间位移角小于0.5%时,底部限位节点在摩擦力作用下不发生滑移;层间位移角介于0.5%到2.0%之间时,墙板底部螺栓杆在限位连接件的长圆孔中水平滑动,围护墙体不参与主体结构受力;层间位移角超过2.0%时,螺栓杆滑移至长圆孔边缘,墙板滑移受限,为框架提供支撑。

a—原外挂墙板RC框架试件;b—外挂墙板RC框架受损修复试件。Ⅰ-外挂墙板;Ⅱ-RC框架;Ⅲ-连接节点;Ⅳ-CFRP布。图1 外挂墙板RC框架 mmFig.1 Schematic diagrams of reinforced concrete frame with cladding panels

在初始结构的拟静力试验[8-9]中,试件LSF与试件PCF分别施加0.05、0.1的轴压比,并对两试件顶梁施加低周往复荷载,在层间位移角2.0%时出现严重破坏,停止加载。

试件LSF的残余位移角为0.39%,其左侧(图1)柱顶损伤较严重,混凝土压溃脱落,钢筋屈服(图6b);梁柱节点梁端裂缝贯通;柱底有多条水平贯通裂缝;轻钢龙骨墙板仅混凝土表面存在裂缝;墙板与框架连接节点发生较大滑移,但并未发生塑性变形。

试件PCF的残余位移角为0.64%,其左侧柱底损伤较严重,多条水平裂缝贯通,混凝土剥落(图7b);梁柱节点梁端裂缝贯通;右侧一层混凝土墙板在连接节点8、节点11位置有多道裂缝由节点向两侧斜向延伸(图7e);墙板与框架连接节点发生较大滑移,且节点9位置的地梁连接节点压屈变形。

1.2 受损试件修复方案

修复加固施工过程见图2,按照以下步骤对2榀受损试件进行修复：1)使用临时支撑固定外挂墙板,将墙板恢复至原位,并恢复连接节点的变形。2)一层墙板底部与地梁连接节点(节点9～12)加焊翼板,提高该节点的受压承载力。3)混凝土裂缝根据其宽度采用不同的修复方案。宽度小于0.2 mm的混凝土裂缝使用封缝胶封抹;宽度介于0.2～5 mm混凝土裂缝首先使用封缝胶封堵,随后灌注裂缝胶填补裂缝。4)剔除框架损伤严重部位的混凝土,在相应部位支模板并浇筑灌浆料。5)损伤严重部位的钢筋屈服程度较深,将φ16 mm规格的钢筋焊接在钢筋屈服段进行补强。6)使用Ⅰ级300 g碳纤维布及配套环氧树脂结构胶,依据CECS 146∶2003《碳纤维片材加固混凝土结构技术规程》[12]对2榀受损框架进行加固。

a—加焊翼板;b—修补裂缝;c—支模浇筑;d—粘贴CFRP布。图2 修复加固施工过程Fig.2 Repair and reinforcement construction process

修复加固后的带预制外挂墙板RC框架试件如图3所示,分别为受损修复外挂轻钢龙骨墙板RC框架试件(R-LSF)和受损修复外挂混凝土墙板RC框架试件(R-PCF)。

a—R-LSF;b—R-PCF。图3 外挂墙板RC框架受损修复试件Fig.3 Repaired RC frames with cladding panels

2 试验准备与方案

2.1 试验加载装置

试验在北京建筑大学大型多功能振动台阵实验室进行,加载装置如图4所示。试件地梁底座通过压梁和地锚螺栓与试验台固定,竖向荷载由穿心作动器(量程500 kN)通过分配梁向柱顶施加;水平往复荷载由水平作动器(量程1 500 kN)施加,作动器通过加载板及高强锚杆与框架顶梁两端固定。为防止试件发生平面外失稳,在试件的周围布置防失稳门架。

1-水平作动器;2-高强锚杆;3-防失稳门架;4-穿心千斤顶;5-分配梁;6-加载板;7-压梁;8-地锚螺栓。图4 试验加载装置Fig.4 Test loading device

2.2 加载与测量方案

在柱顶施加竖向荷载200 kN,即轴压比0.1,加载过程中竖向荷载保持不变。使用作动器向框架顶部施加水平往复荷载,采用位移控制,作动器向右推出为正,向左拉回为负,按照先正后负的顺序加载,加载制度示意见图5。以顶梁与地梁的水平位移差值作为控制依据,首先每级加载循环1次,层间位移角达到0.4%后每级循环3次。当试件水平荷载下降至峰值荷载的85%以下或试件出现严重破坏时,停止加载。竖向荷载、水平荷载和水平位移由电液伺服双通道结构试验系统自动测量。

图5 加载制度示意Fig.5 A schematic diagram of loading system

3 试验现象及破坏特征

3.1 试验破坏模式与机理

试件R-LSF和试件R-PCF破坏形态如图6、图7所示。试验加载到层间位移角θ=0.3%(Δ=15 mm)前,外挂墙板尚未发生滑移,各试件未出现明显现象。层间位移角达到正向θ=0.4%(Δ=25 mm)时,两框架CFRP布受力绷紧发出声音。当加载至θ=0.6%(Δ=35 mm)循环阶段,两试件外挂墙板与框架间均出现相对滑移,外挂墙板与框架连接节点处因相对错动发出声响,墙板之间的竖直缝处防水泡沫胶开裂。层间位移角继续加载至θ=1.3%(Δ=75 mm)的过程中,外挂墙板与两框架间的相对滑移逐渐增大,未观察到新的现象。

a—框架节点破坏形态;b—框架柱底破坏减轻;c—节点板压屈;d—底部焊缝断裂;e—连接节点8裂缝延伸。图7 试件R-PCF破坏形态Fig.7 Failure patterns of R-PCF

当加载至θ=1.5%(Δ=90 mm)时,试件R-LSF的一层右侧墙板与试件R-PCF的一层左侧墙板的底部螺栓提前与限位节点长圆孔边缘接触,位移受限,相应墙板达到最大变形位置,节点发生屈曲变形。当加载至θ=2.0%(Δ=120 mm)时,两框架的全部墙板均达到最大变形位置,一层外挂墙板底部限位节点受压屈曲,一层外挂墙板顶部固定节点受弯屈曲。此时,试件R-LSF的框架梁柱节点先于试件R-PCF损坏,其二层左侧梁柱节点处混凝土开裂,CFRP布轻微鼓起。当加载至θ=2.5%(Δ=150 mm)时,两试件框架梁端部混凝土开裂,出现梁端塑性铰,一层外挂墙板底部限位节点与地梁预埋板的连接焊缝开裂。试件R-PCF一层外挂墙板顶部固定节点7、8位置混凝土沿修复前裂缝开裂延伸,框架节点发生破坏,一层左侧梁柱节点处,CFRP布部分断裂破坏,底部连接节点板屈曲变形增大。

在层间位移角θ=3.3%(Δ=200 mm)第二次循环的正向加载阶段,试件R-LSF一层外挂墙板底部限位节点11预埋螺栓杆被拔出,节点连接失效。第二次循环的反向加载阶段,一层墙板与二层墙板碰撞挤压并限制其水平运动,继续加载后二层墙板复位并发出巨大声响。试件R-PCF一层框架梁左、右两端竖向裂缝贯通,一层右侧梁端CFRP布与二层左侧梁端底部CFRP布撕裂,其他位置CFRP布开胶鼓起,一层混凝土外挂墙板顶部固定节点8位置外挂墙板混凝土破碎脱落,该节点加固失效。

由于框架表面的CFRP布遮挡了部分裂缝,剔除碳纤维布后观察试件破坏形态。2榀框架梁端裂缝贯穿,出现塑性铰;节点核心区出现交叉裂缝,柱脚出现环向裂缝。

3.2 试件修复前后破坏模式对比

两修复加固试件地梁部位的水平限位节点均出现不同程度的破坏,一层板的底部限位节点出现焊缝断裂、节点板受压屈曲的破坏现象。试件R-LSF底部限位节点11位置预埋杆断裂拔出,上部承重节点仅发生轻微变形。试件R-PCF一层墙板的上部承重节点均出现开裂,承重节点8墙板预埋件位置注胶修复失效,裂缝继续开展,并在层间位移角达到3.3%时混凝土崩坏脱落。相较于混凝土墙板,轻钢龙骨墙板由于自重轻,在地震作用下节点震害较轻。

图6、图7右侧虚线框内展示了初始试件LSF、PCF的部分破坏形态,与修复后试件R-LSF、R-PCF相同部位进行对比。初始试件LSF柱顶混凝土压溃脱落,框架二层梁端、柱端均出现塑性铰;修复加固试件R-LSF柱顶混凝土完好,框架二层仅在梁端产生塑性铰,修复加固效果显著。轻钢龙骨墙板底部限位节点功能得到恢复,在不同地震作用下分别实现滑移和限制墙板位移的作用。初始试件PCF节点8一层墙板顶部位置出现混凝土斜向裂缝,修复加固后节点8功能恢复,但超过初始试验极限位移(Δ=120 mm)时节点8受弯屈曲,一层顶部混凝土再次开裂并继续沿原裂缝延伸,边缘混凝土破坏脱落,露出预埋钢筋。试件R-PCF框架柱底出现少量混凝土横向裂缝,未出现初始试件柱底混凝土开裂脱落的破坏现象。受损带预制外挂墙板框架结构的修复未改变其破坏模式,在地震作用下各构件功能得到改善。

4 受损修复试件抗震性能分析

4.1 滞回性能分析

试件R-LSF的水平荷载(P)-位移(Δ)滞回曲线如图8a所示。在加载初期,由于初始裂缝的存在,试件R-LSF在卸荷后有残余变形,其滞回曲线成梭形;随着位移继续增大,外挂墙板与框架之间出现相对错动,滞回环由梭形变为弓形。因为修复前试件损伤程度大,混凝土内部已有的裂缝在反复加、卸载过程中不断张合、延伸,钢筋与混凝土之间、CFRP布与框架之间出现黏结滑移。当层间位移角达到1.0%时,滞回曲线的形状由弓形变为反s形,反映出受损修复试件在弹塑性阶段耗能能力衰减相对较快。在层间位移角由1.5%增加至3.3%阶段,位移受限的轻钢龙骨墙板为框架提供二次刚度,试件承载力有明显提高。在层间位移角3.3%阶段的第二、三个加载循环,由于轻钢龙骨墙板位移较大,墙板之间相互挤压导致其运动受限,在负向加载阶段墙板突然释放位移,试件R-LSF的滞回曲线上水平荷载出现突降。

试件R-PCF的水平荷载(P)-位移(Δ)滞回曲线见图8b。在层间位移角加载到2.0%前,其滞回曲线与试件R-LSF的滞回曲线形状相类似;随着加载的进行,混凝土墙板上裂缝增多,试件R-PCF通过混凝土之间的摩擦和骨料的咬合耗能,其滞回环面积大于外挂轻钢龙骨板的试件,滞回环形态更加饱满;在层间位移角加载至2.0%时,所有墙板螺栓节点均滑动至极限位置,混凝土墙板通过连接节点为框架提供二次刚度。由于混凝土墙板自身刚度较大,试件R-PCF承载力仍高于试件R-LSF,两试件滞回曲线如图9所示。在层间位移角加载至3.3%的第二次、第三次加载循环过程中,随着外挂墙板与框架连接节点的破坏和混凝土裂缝的开展,外挂墙板退出工作,结构的水平承载力有明显降低。

图9 θ=2.0%时试件P-Δ滞回曲线Fig.9 P-Δ hysteretic curves of specimens at 2.0% drift angle

轻钢龙骨墙板的自重较轻,连接节点破坏程度较小,在层间位移角超过2.5%后轻钢龙骨墙板仍能为框架提供二次刚度,试件R-LSF的承载力超过试件R-PCF。因此,在设计时应保证外挂墙板与框架有可靠的连接,在地震作用下协同工作。当层间位移角超过2.0%时,两受损框架梁端已出现塑性铰,但此时墙板为框架提供支撑,承担水平地震作用,滞回曲线倒向荷载轴。当加载至层间位移角3.3%时,两试件的水平荷载仍在峰值荷载的85%及以上,未达到破坏状态,满足GB 50011—2010《建筑抗震设计规范》罕遇地震下层间位移角限值1/50的要求,表明受损带预制外挂墙板框架试件修复加固后仍能满足罕遇地震作用下的变形要求,具有良好的抗倒塌能力。外挂墙板RC框架的修复效果明显,修复加固后受损修复试件的承载能力以及变形能力得到改善,证明受损外挂墙板RC框架体系的修复加固方案是有效可行的。

4.2 荷载-位移骨架曲线

受损修复试件与初始试件的骨架曲线对比见图10,加载前期,外挂墙板与框架协同受力,尚未发生滑移,荷载-位移曲线近似为直线。随着层间位移角增至0.6%,墙板底部连接节点发生滑移,结构整体刚度显著降低,骨架曲线倒向位移轴。继续加载至层间位移角2.0%的过程中,修复加固后的底部限位节点约束墙板面内滑移,外挂墙板发挥支撑作用,为受损框架提供二次刚度,改善结构的抗震能力。同时CFRP布与框架协同工作,提高了混凝土强度,推迟钢筋在失去混凝土约束情况下的剪切破坏。纵向CFRP布承担部分拉应力,限制混凝土受拉裂缝的开展,延缓混凝土的破坏。两受损修复试件的峰值荷载和峰值转角均超过初始试件,如表2所示。这表明,经修复加固后外围护墙体与框架仍能协同工作,并在罕遇地震时墙板充分发挥自身刚度优势,承担水平地震作用,受损外挂墙板RC框架结构的承载力和变形性能得到改善。加载后期,试件R-LSF骨架曲线仍无明显屈服点,试件水平承载力未有降低的迹象。试件R-PCF在水平位移加载至150 mm时水平承载力达到峰值,但由于节点的破坏,部分混凝土墙板退出工作,在继续加载后承载力开始降低。相比之下,LSF试件的修复加固后峰值荷载和峰值位移较初始试件提高幅度更大,分别为63.5%和67%。

4.3 刚度退化规律

修复前后试件刚度退化曲线见图11,由于修复加固后的受损试件内部混凝土仍会存在不可恢复的损伤,受损修复结构的初始刚度小于原结构,且刚度退化速度较快。在层间位移角增加至1.5%后,作为第二道防线的外挂墙板滑移受限,为框架提供二次刚度,同时试件受拉区域的纵向CFRP布受力,此时受损修复试件的刚度超过初始试件的刚度。在罕遇地震作用下,两受损修复框架损伤加剧,外挂墙板支撑框架结构,防止其发生较大变形,两试件刚度的下降趋势减缓。

图11 刚度退化曲线Fig.11 Stiffness degradation curves

相较于轻钢龙骨墙板,混凝土墙板的自身刚度更大,能为框架提供更大的刚度。在层间位移角达到2.5%前,试件R-PCF的刚度始终大于试件R-LSF的刚度。加载至层间位移角2.5%时,试件R-PCF的连接节点出现较大损伤,刚度退化速度加快。而自重更轻的轻钢龙骨墙板与框架的连接节点损伤程度较小,钢龙骨结构减少了混凝土裂缝的产生,因此在加载后期试件R-LSF的刚度退化仍较为平缓。

4.4 耗能性能

结构的耗能能力可通过单圈耗能来评判,即一次加卸载循环所消耗的能量。两试件修复前后每级加载第一次加卸载循环的单圈耗能如图12所示。受损修复试件R-LSF、R-PCF在水平位移120 mm时单圈耗能依次为8.7 kN·m、15.8 kN·m,分别为初始试件LSF、PCF的97.5%、93.8%,表明修复加固后外挂预制墙体框架结构的耗能能力基本得到恢复。对比混凝土墙板,轻钢龙骨板的连接节点损伤程度轻、混凝土裂缝少且钢龙骨仍处于弹性工作状态。因此,试件R-LSF的耗能能力低于R-PCF,在极限位移时试件R-LSF、R-PCF的单圈耗能分别为28.14 kN·m和34.68 kN·m。

图12 单圈耗散能量Fig.12 Single-turn energy consumption

加载初期,预制外挂墙板尚未开始滑移,围护墙体与框架协同工作,参与地震耗能,各试件耗能能力接近。水平位移加载至25 mm时,墙板的底部限位节点螺栓处水平力达到最大静摩擦力,螺栓与长圆孔发生相对错动,墙板开始滑移。围护墙体基本退出耗能,结构耗能由框架承担。由于混凝土墙板自重更大,外挂混凝土墙板的框架损伤发展较快,耗散能量高于外挂轻钢龙骨墙板的框架。继续加载至水平位移90 mm时,墙板滑移受限,围护墙体与框架共同抵抗水平地震作用,单圈耗能曲线斜率增大。预制外挂墙板框架结构的耗能主要由框架及墙板混凝土开裂、限位节点及钢筋的屈服、框架梁柱节点及柱底塑性铰等构成。

5 结束语

文章对2榀修复后两层足尺钢筋混凝土框架进行了拟静力试验。一榀为外挂轻钢龙骨墙板RC框架受损修复试件(R-LSF),另一榀为外挂混凝土墙板RC框架受损修复试件(R-PCF),得到主要结论如下：

1)在地震作用下损伤严重的外挂墙板RC框架结构修复加固后,水平承载力和变形能力得到了改善。试件R-LSF和试件R-PCF在层间位移角1/50时的水平承载力相较于原结构分别提升13.1%和18.0%。两试件变形能力满足GB 50011—2010罕遇地震下1/50层间位移角要求,极限转角均达到3.3%。

2)外挂墙板在罕遇地震时可作为框架结构的附加支撑,耗能性能得到恢复。在层间位移角增至2.0%后,围护结构位移受限,参与抵抗地震作用,消耗地震能量并为主体结构提供附加刚度。受损修复结构的刚度退化稳定,其后期刚度高于初始结构。

3)轻钢龙骨墙板与框架连接节点震害较轻,在罕遇地震下仍起到支撑框架的作用。对比使用轻钢龙骨墙板与混凝土墙板的受损修复框架发现,试件R-LSF的极限承载力和极限位移分别为试件R-PCF的102.5%和111.1%,且在层间位移角达到3.3%时承载力仍未有明显降低。

4)提出的受损外挂墙板RC框架结构修复加固方案效果良好,修复后结构抗震性能得到改善。为保证节点不先于墙板发生破坏,在设计外挂墙板与框架连接节点时,应验算节点承载力并预留足够的安全储备。