半装配式框架-剪力墙结构抗震性能试验

马军卫 潘金龙 莫 创 尹万云 刘守城

(1东南大学混凝土及预应力混凝土结构教育部重点实验室, 南京 210096)(2中国十七冶集团有限公司, 马鞍山 243000)

半装配式框架-剪力墙结构抗震性能试验

马军卫1潘金龙1莫 创1尹万云2刘守城2

(1东南大学混凝土及预应力混凝土结构教育部重点实验室, 南京 210096)(2中国十七冶集团有限公司, 马鞍山 243000)

为综合评价现浇剪力墙预制框架半装配式框架-剪力墙结构的抗震性能,设计制作了2榀1∶2的2层2跨混凝土框架-剪力墙结构模型试件,并对其进行了低周反复荷载试验.对比研究了这2榀试件的破坏机制、破坏过程、滞回性能、位移延性和耗能能力等抗震特性.试验结果表明,半装配试件与现浇试件具有相近的开裂位移、裂缝开展形态、破坏模式、耗能能力和侧向承载能力,但半装配试件的延性略低,在不同承载状态下的水平荷载也略低.现浇剪力墙预制框架半装配式框架-剪力墙结构的整体性较好,在地震中具有可靠的抗倒塌能力.

半装配式框架-剪力墙结构;低周反复荷载试验;滞回性能;位移延性;耗能能力

装配式建筑具有建造周期短、施工质量稳定、施工环境友好、原材料消耗较少、产业化程度高等优点,大力推广装配式建筑是实现建筑产业现代化的重要途径之一.随着我国城市化进程的加速推进,装配式建筑的研究和应用成为国内关注的热点之一.装配式框架-剪力墙结构预制率高,梁、柱等预制构件均为线性构件,便于吊装和安装[1],同时又兼具框架结构平面布置灵活和剪力墙结构抗侧刚度大等优点,故研究和推广装配式框架-剪力墙结构具有重要的现实意义.

Ioani等[2]提出了一种无梁楼盖全装配式框架-剪力墙结构体系,并对其进行了理论分析和试验研究;Negro等[3]对1个3层装配式框-剪结构模型进行了拟动力试验研究;Buddika等[4]采用Opensees软件对装配式框-剪结构进行了理论研究;郑振鹏[1]等基于实际工程背景,以等同现浇为目标,对一栋装配式框架-剪力墙结构进行了设计.

目前,国内学者关于装配式结构的研究主要集中在装配式剪力墙[5-8]、装配式框架[9-11]的抗震性能等方面,旨在推进装配式结构在我国的应用,然而关于装配式钢筋混凝土框架-剪力墙结构抗震性能的试验研究尚未见报道.

我国行业标准《装配式混凝土结构技术规程》(JGJ 1—2014)[12]对于装配式框架-剪力墙结构的推荐做法是,剪力墙采用现浇,框架采用装配,即采用半装配的形式.但这种现浇剪力墙、预制框架半装配式框架-剪力墙结构的抗震性能与传统现浇结构的差异尚不明确.鉴于此,本文设计制作了2榀1∶2的混凝土框架-剪力墙结构模型,通过进行低周反复荷载试验,研究其破坏形态、滞回耗能、位移延性等,以综合评价该类现浇剪力墙预制框架半装配式框架-剪力墙结构的抗震性能.

1 试验

1.1 试件设计

试件设计为两层两跨1∶2的缩尺模型结构,共制作了2个试件,即现浇剪力墙预制框架半装配式框架-剪力墙结构试件PC-2和现浇对比试件RC-1,其配筋完全相同.试件的拆分情况如图1(a)所示.试件PC-2框架梁拆分设计在梁端,框架梁为叠合梁,在梁上部、端部设置后浇带;框架柱拆分设计在柱反弯点处,使柱连接处弯矩最小.框架梁纵筋连接采用全灌浆套筒连接,框架柱纵筋连接采用半灌浆套筒连接(见图1(b)).

制作试件PC-2时,于模台上整体浇筑地梁、2层剪力墙墙体和1层框架柱(浇筑至1/2层高处),预制框架柱节点和框架梁.

试件装配按照先框架柱节点后框架梁的顺序逐层进行.框架柱节点装配时,在柱-柱拼缝处实施灌浆作业.框架梁装配的先后工序为:① 采用全灌浆套筒连接框架梁纵筋和框架柱节点水平纵筋;② 绑扎梁箍筋;③ 立模板并浇筑混凝土.

为保证后浇混凝土与预制混凝土可靠黏结,在预制梁端设置键槽和毛面.框架柱装配前,将柱底表面混凝土凿毛,并用高压水冲洗干净,然后进行坐浆、安装、灌浆等作业.

1.2 材料性能

2个试件的设计混凝土强度等级均为C30.试件PC-2的后浇混凝土强度等级为C35,较主体结构提高1个等级.试件主体构件均采用商品混凝土浇筑,后浇带采用人工拌制的微膨胀细石混凝土浇筑.箍筋采用直径为4 mm的8#镀锌铁丝,其余钢筋均采用HRB400级钢筋.钢筋实测力学性能见表1.混凝土实测抗压强度fcu见表2.预留灌浆料试块尺寸为40 mm×40 mm×160 mm,实测灌浆料抗折强度均值为18.3 MPa,抗压强度均值为88.5 MPa.

(a) 拆分拼装示意图

(b) 试件配筋图

表1 钢筋力学性能

表2 实测混凝土立方体抗压强度 MPa

1.3 试验装置及加载方案

试验装置如图2所示,水平力由最大拉压能力为1 500 kN的MTS作动器施加.MTS与试件之间通过竖向分配钢梁将水平力进行分配,使试件的1,2层上的水平力按倒三角形分布.试验前在1,2层剪力墙墙梁端部设置夹具,首先通过8根直径32 mm的精轧螺纹钢将试件与竖向分配钢梁拉结,然后采用高强螺杆将作动器头与竖向分配钢梁拉结.试件上的竖向力通过竖向千斤顶施加,其中剪力墙顶部布置一个水平分配钢梁,分配钢梁中部布置1个量程为1 000 kN的油压千斤顶,2个框架柱柱顶各布置1个特制的钢连接件,连接件上侧各布置1个量程为500 kN的油压千斤顶.

图2 加载示意图

试验中首先施加竖向荷载,然后施加水平向往复荷载.中柱和边柱的试验轴压比为0.15,墙体的试验轴压比为0.12,试验轴压比较实际结构轴压比小.根据《建筑抗震试验方法规程》(JGJ 101—1996)[13],水平加载采用位移控制的方法,先以作动器加载点水平位移(2,3,4,5,6,7 mm)作为控制位移进行加载,每个位移值循环1次,然后以8 mm的整数倍(即试件总高的0.25%,0.50%,0.75%,…)作为控制位移进行加载,每个位移值循环3次,直至试件承载力下降至最大承载力的85%左右时结束试验.定义作动头伸长为正向加载,缩短为负向加载.

试验时在框架边柱外侧1,2层框架梁截面形心对应位置布置了位移计,用于量测试验过程中1,2层的位移;在地梁的远端水平向布置了位移计,用于量测地梁的平动.利用DH3816静态测试系统采集试件中应变片的应变.

2 试验现象

2.1 试件RC-1

试验前,先按照计算的竖向荷载值施加轴力,然后在水平向预加载2周,确定仪器运行正常后再进行正式加载[13].水平向预加载值按试件预估开裂荷载的20%确定.

对于试件RC-1,当正向加载位移为3.0 mm(对应的水平向荷载F=184 kN)时,1层墙体右侧边柱距地梁顶面200 mm处出现水平裂缝.当正向加载位移为4.0 mm(F=224 kN)时,2层右侧梁距墙体200 mm附近出现1条竖向裂缝.当负向加载位移为5.0 mm(F=302 kN)时,墙体左侧边柱距地梁顶面150 mm处出现水平裂缝,且在随后的加载过程中,该裂缝由墙体边缘向中部扩展.在控制位移为8.0 mm的第1次循环正向加载过程中,1层边柱距离地梁顶面180 mm处出现1条斜裂缝,1层中柱距地梁上表面120 mm附近处出现1条斜裂缝,1,2层梁梁根部均出现多条竖向裂缝.当正向加载位移为16.0 mm(F=758 kN)时,1层墙体表面斜裂缝继续开展并贯穿墙体;当负向加载位移为16.0 mm(F=554 kN)时,1层墙体负向加载时产生的斜裂缝继续开展并贯穿墙体,正负向产生的斜裂缝交叉后呈明显X形,且在随后的加载过程中,伴随着裂缝的不断张开、闭合,又有新裂缝产生.当正向加载位移为56.0 mm(F=803 kN)时,1层墙体两侧边柱根部纵筋压屈裸露,箍筋鼓胀,混凝土压溃、剥落愈加明显;1层右侧边柱右侧面底部上裂缝开展,其中一条裂缝宽度达2.5 mm,1,2层右侧梁右端根部竖向通缝宽度达到3.2 mm.当负向加载位移为56 mm时,1层墙体两侧边柱根部混凝土压碎、剥落更加明显,试件发出异常声响.在控制位移为56.0 mm的第3次循环正向加载过程中,水平推力下降较快,墙体上部竖向千斤顶力难以维持,此时正负向最大水平推力均已降至最大荷载值的85%以下,为安全起见,加载结束.试件典型部位的破坏见图3.

(a) 1层连梁右端

(b) 1层中节点

(c) 1层墙体

2.2 试件PC-2

当正向加载位移为3.0 mm(F=214 kN)时,墙体右侧边柱距地梁顶面350 mm处出现一条长约50 mm的水平裂缝,2层右侧梁右端距墙体边缘约160 mm处出现一条竖向裂缝.当负向加载位移为4.0 mm(F=102 kN)时,墙体左侧边柱距地梁顶面230 mm处出现一条长约160 mm、宽约0.1 mm的水平缝;当负向加载位移为5.0 mm(F=175 kN)时,此水平缝继续向墙体中部开展;在后续正向加载过程中,墙体右侧亦出现与该裂缝呈对称状的水平缝,且随着载荷的增加,此水平缝缓慢向墙体中部开展.当正向加载位移6.0 mm(F=382 kN)时,墙体表面距地梁顶面150 mm处出现一条斜向裂缝,1,2层右侧梁右端出现少量竖向通缝.当正向加载位移8.0 mm(F=459 kN)时,墙体中部出现一条宽约0.1 mm、贯穿墙体的斜裂缝,2层边柱反弯点坐浆层底部出现一条长50 mm、宽0.1 mm的水平缝.当正向加载位移为40.0 mm(F=975 kN)时,1,2层右侧梁与墙体结合处部分混凝土被压碎,1层墙体左侧边柱底部混凝土严重剥落.框架部分梁-柱节点处均有混凝土压碎、剥落.此后加载直至试验结束,1,2层预制柱连接处坐浆层发生开裂,但裂缝不随加载位移的增大而持续开展,套筒连接未发生破坏,说明在反弯点处用半灌浆套对柱进行连接合理可行.当正向加载位移为48.0 mm(F=810 kN)时,1层墙体左右侧根部混凝土压碎、剥落更加明显,框架梁上远离梁端部位密集出现多条竖向裂缝,原梁端竖向裂缝宽度继续增大,1层柱底亦出现多条斜裂缝.当负向加载位移为48.0 mm(F=853 kN)时,1层中节点右侧梁根部裂缝宽度达到3mm,框架梁上远离梁端部位出现多条竖向裂缝,1,2层框架梁右侧根部出现混凝土压碎、剥落现象.

在控制位移为48 mm的第3次循环正向加载过程中,墙体出现明显扭转,侧向支撑上的滚轮被压坏,此时水平推力已降至最大水平推力的85%以下,为安全起见,结束试验.本次循环加载过程中实测试件1层最大侧移为29.1 mm,对应层间位移角约为1/50;试件2层最大侧移为59.9 mm,对应层间位移角约为1/52,均已远大于钢筋混凝土框-剪结构在罕遇地震作用下层间位移角限值1/100[14].试验后试件典型部位的破坏见图4.

试验中框架梁裂缝从梁端向梁中心依次出现,后浇带处未见裂缝,表明在梁端面采用键槽并凿毛、后浇带采用微膨胀细石混凝土等方法可有效避免界面裂缝的形成.柱-柱拼缝处未出现结构性裂缝,说明将柱子连接部位设计在柱子半层高处的方案是合理的,在地震中具有较高的安全度.

3 试验结果及分析

3.1 荷载-位移滞回曲线

试件的滞回曲线和骨架曲线分别见图5和图6.由图可知,2个试件的滞回曲线均较饱满,具有良好的滞回耗能特性.正向加载时,2个试件均在控制位移为40 mm的第1次循环内达到最大承载力;负向加载时,2个试件均在控制位移为48 mm的第1次循环内达到最大承载力.

(a) 1层连梁右端

(b) 1层中节点

(c) 1层墙体

图5 水平力-水平位移滞回曲线

由试件PC-2的滞回曲线可见,在控制位移为48 mm的第1次循环之前,滞回环呈典型的弓形,试件耗能较好.在控制位移为48 mm的第1次循环之后,滞回环严重捏拢,突变为反S形,耗能能力下降.这主要是因为试验中剪力墙部位发生了扭转,致使加载点处滑移加大,剪力墙未能充分发挥其

图6 水平力-水平位移骨架曲线

抗侧能力而导致试件承载力出现了急剧下降.随着试件钢筋的屈服和混凝土的压溃,控制位移为48 mm的第2,3次循环加载过程中,试件PC-2的承载力下降明显,耗能较第1次循环明显减小.在控制位移为48 mm的第3次循环正向加载过程中,试件PC-2的1,2层最大层间位移角均大于1/52,远大于钢筋混凝土框架-剪力墙结构在罕遇地震作用下的层间位移角限值1/100[14].这说明现浇剪力墙预制框架半装配式框架-剪力墙结构的整体性较好,在地震中具有可靠的抗倒塌能力.

3.2 延性系数和变形能力

评价延性的指标有曲率延性系数、转角延性系数和位移延性系数.位移延性系数能反映结构或构件进入非弹性阶段后的变形能力和耗能能力.本文采用位移延性系数μ来表征试件在加载过程中的延性,且μ=Δu/Δy,其中Δu为极限位移,Δy为屈服位移.

采用能量等值法[15]确定屈服位移Δy和屈服荷载Fy.当水平荷载下降为峰值荷载的85%时,对应的位移和荷载即为极限位移和极限荷载，荷载特征值及位移延性系数见表3.

表3 荷载特征值及位移延性系数

注:Fmax为峰值荷载;Δmax为峰值位移.

由表3可知,与现浇试件RC-1相比,半装配式试件PC-2在不同承载状态下的水平荷载均略有降低,正向加载时屈服荷载降低6.0%,峰值荷载降低6.8%,极限荷载降低5.7%;负向加载时屈服荷载降低10.9%,峰值荷载降低12.2%,极限荷载降低12.0%.2个试件的承载力对比结果表明,本文采用的半装配式结构与整体现浇结构具有几乎相同的侧向承载能力.2个试件的正向加载延性系数基本相同,差值仅为3.3%;负向加载延性系数差值为25.0%,差值较大的原因为加载后期试件PC-2的剪力墙发生扭转变形,从而导致该试件的水平承载力快速退化.

3.3 耗能能力

本文采用能量耗散系数E来评价结构在地震中的耗能能力.按照文献[13]的方法,计算得到试件RC-1和PC-2的能量耗散曲线,结果见图7.

图7 能量耗散曲线对比

由图7可见,2个试件的能量耗散系数曲线路径基本相同.剪力墙由于具有较大的抗侧移刚度,因此在水平加载时率先进入弹塑性状态,试验试件前期能量耗散主要由剪力墙提供.水平加载后期框架亦进入弹塑性阶段,与剪力墙共同耗散能量.试件PC-2在极限位移时的能量耗散系数超过1,表明该半装配式结构体系在大震下具备高耗能能力.

4 结论

1) 半装配式试件PC-2与现浇试件RC-1具有相近的开裂位移、相似的裂缝开展形态和破坏模式,且均具有稳定的滞回耗能能力.试件PC-2经历了较大的弹塑性变形,结构的最大层间位移角大于1/52,远超过钢筋混凝土框架-剪力墙结构在罕遇地震作用下层间位移角限值1/100.

2) 在加载过程中,半装配式试件PC-2的预制柱连接处坐浆层发生开裂,但裂缝不随加载位移的增大而持续开展,套筒连接未发生破坏,说明在框架柱反弯点处用灌浆套进行连接是可靠的.

3) 与现浇试件RC-1相比,半装配式试件PC-2在不同承载状态时的水平荷载均略有降低.2个试件的承载力对比结果表明,本文采用的半装配式结构与整体现浇结构具有几乎相同的侧向承载能力.

4) 现浇剪力墙预制框架半装配式框架-剪力墙结构的整体性能较好,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. 作者简介: 马军卫(1981―)，男，博士生；潘金龙(联系人)，男，博士，教授，博士生导师，jinlongp@gmail.com.

国家自然科学基金资助项目(51278118)、中国中冶"三五"重大科技专项资助项目.

马军卫，潘金龙，莫创,等.半装配式框架-剪力墙结构抗震性能试验[J].东南大学学报(自然科学版),2017,47(2):313-319.

10.3969/j.issn.1001-0505.2017.02.019.

TU375; TU317.1

A

1001-0505(2017)02-0313-07