单跨两层含减震外挂墙板装配式混凝土框架拟静力试验研究

2024-01-19沙慧玲李浩然侯林兵冯玉龙

工程力学 2024年1期

种迅，霍璞，沙慧玲，蒋庆，李浩然，侯林兵，冯玉龙

(1.合肥工业大学土木与水利工程学院，安徽，合肥 230009；2.土木工程结构与材料安徽省重点实验室，安徽，合肥 230009；3.长沙远大住宅工业安徽有限公司，安徽，合肥 230000)

预制混凝土外挂墙板作为一种高性能外围护构件，已在欧美等国家和地区得到广泛的应用，并于近年在我国逐渐得到推广[1-4]。我国的外挂墙板多用于多、高层结构中，以半个至整个开间的大板为主[5-6]。外挂墙板与主体结构间的连接方式是影响结构地震作用下安全性的关键因素。以往研究表明，当墙板与结构间采用刚接连接时，二者在地震作用下存在较大的相互作用。为了减小这一相互作用，连接节点应具有能够适应两者之间相对变形的能力。在我国，外挂墙板大板与钢筋混凝土主体结构间的连接常采用线连接的方式，即墙板顶部通过钢筋与叠合梁形成线连接，底部通过设置水平长圆孔的限位角钢与下层结构进行连接[7-8]。采用这种连接方式时，地震作用下墙板底部的螺栓可以在长圆孔内发生滑动，外挂板与主体结构间可产生相对的水平滑动变形，从而减小墙板对主体结构抗震性能的影响。

已有研究表明：在装配式混凝土结构中引入消能减震技术可有效提高结构抗震性能和地震韧性[9-12]。本课题组在上述线连接基础上，提出用U 型钢板消能器替代底部的可滑动限位角连接的方式，形成了一种新型的“减震外挂墙板”。地震作用下，消能器可以有效利用外挂墙板与主体结构之间的相对水平变形耗散地震能量，从而降低主体结构地震响应和损伤。课题组前期已完成含减震外挂墙板的单层足尺装配式剪力墙结构的抗震性能试验研究，验证了该体系的可行性[13]。同时，国内外学者也对其他形式的减震外挂墙板进行了相关研究。2009 年，李久鹏[14]提出了一种利用外挂墙板与主体结构间的摩擦滑移连接件，并采用数值模拟方法研究了采用该连接方式时外挂墙板的抗侧性能及整体结构的减震效果。2013 年，BAIRD 等[15]对一个主体结构为单层弹性柱底铰接钢框架，外挂墙板为竖条板，墙板顶部与主体结构采用U 型消能器进行连接的结构进行了拟静力试验研究。2013 年，杨云和石晓猛[16]提出了一种外挂墙板的摩擦耗能连接节点，并采用数值模拟分析方法研究了采用这种连接方式对结构抗震性能的影响。2015 年，于敬海等[17]对一栋外挂墙板顶部设有摩擦耗能装置的装配式混凝土框架进行了数值模拟分析研究。2018 年，DAL LAGO 等[18]对采用竖缝间设置摩擦耗能装置的竖条板和水平缝间设置摩擦耗能装置的横条板的装配式混凝土框架结构进行了振动台试验研究。2019 年，KARADOGAN 等[19]提出将椭圆环消能器作为钢筋混凝土外挂墙板的连接装置，并将其应用在实际工程中。以往研究均表明，外挂墙板和结构间采用耗能连接是一种合理可靠的连接方式，可以有效提高结构的抗震性能。然而，目前针对这类结构的研究并不充分，国外已有研究多集中在采用横条板或竖条板的单层结构，与主体结构间连接构造也与本课题组提出的适用于墙板大板的连接方式不同。国内研究则大多集中在数值模拟分析研究，试验研究较少。

在课题组前期开展的含减震外挂墙板的单层装配式混凝土剪力墙结构试验研究基础上[9]，进一步设计了2 个6 层3 跨平面框架结构，其中一个为含有外挂墙板的装配式混凝土框架结构，另一个为作为对比的纯框架结构。取两结构中跨的第一、二两层作为试验子结构，首先对两结构进行了混合试验，对比研究了两结构在不同水准地震作用下的抗震性能和动力响应，评估了减震外挂墙板的减震效果。在混合试验的基础上，又继续对上述试验子结构试件进行了拟静力试验，进一步对比研究了两结构在水平地震作用下的损伤模式及减震外挂墙板对主体结构抗震性能的影响。本文主要对拟静力试验部分进行介绍。

1 试验设计与加载

1.1 原型结构设计

根据我国现行混凝土结构设计规范和抗震设计规范的要求[20-21]，分别设计了一榀6 层3 跨的含减震外挂墙板装配式钢筋混凝土框架结构(后文简称“减震结构”)和一榀作为对比的纯框架结构(后文简称“抗震结构”)，如图1 所示。框架各跨度、层高分别为5.1 m、3.3 m。结构抗震设防烈度为8 度，场地类别为Ⅱ类场地，设计地震分组为第一组。框架柱截面尺寸均为600 mm×600 mm，框架梁截面尺寸为400 mm×600 mm。在框架梁一侧设置了宽度为720 mm，厚度为120 mm 的楼板。在抗震结构的基础上，采用等效线性化设计方法进行含减震外挂墙板的减震结构设计[22]。外挂墙板均为跨越整个开间的整间板，每块墙板下设置2 对4 个U 型钢板消能器，其屈服荷载为12.5 kN，初始刚度为5.94 kN/mm。经计算得到减震结构小震下的附加阻尼比为4.41%。

图1 原型结构示意图 /mFig.1 Schematic of prototype structures

1.2 试验试件

取原型结构的中跨1 层～2 层为试验子结构(图1 中矩形框内部分)，相继进行了混合试验和拟静力试验。其中，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。试验子结构的缩尺比为1/2，试件层高均为1.65 m，跨度均为2.55 m，柱截面尺寸为300 mm×300 mm，梁截面尺寸为200 mm×300 mm。

为加工方便，两试件仅柱底纵筋与基础插筋采用灌浆套筒的方式连接，上部结构均采用整体浇筑的方式。试件S-2 的梁为叠合梁，外挂墙板顶部预留钢筋先伸入梁，然后现场浇筑梁顶部和楼板的混凝土，形成刚性的线连接。外挂墙板与框架梁叠合部分连接处设置有抗剪键槽。为了减小对框架梁受力性能的影响，在梁端一倍梁高长度范围内不进行连接。

为便于试验中消能器安装，模型结构中每块墙板下用2 个消能器代替原型结构中的2 对消能器。根据原型结构中一对消能器的屈服荷载和刚度以及相似比系数[23](1/4 和1/2)，得到模型结构中单个消能器的屈服荷载和刚度值，进而设计得到U 型金属消能器的几何参数，见图2。消能器与主体结构及外挂墙板之间采用10.9 级高强螺栓连接。

图2 试验试件S-2 尺寸及配筋图 /mmFig.2 Dimensions and reinforcement details of S-2

试件S-2 配筋及消能器尺寸如图2 所示。试件S-1 除不含外挂墙板，框架梁为整体预制而非叠合梁外，梁、柱及楼板配筋与试件S-2 相同，其配筋图未单独给出。

1.3 材料强度

试件混凝土强度等级为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1 所示。钢筋实测材性结果如表2 所示。实测套筒灌浆料棱柱体抗压强度均值69.4 MPa。U 型钢板消能器所用钢材强度等级为LY160，实测屈服强度150.3 MPa，抗拉强度253.3 MPa。

表1 混凝土立方体抗压强度结果Table 1 Results of cubic compressive strength tests of concrete

表2 钢筋材性试验结果Table 2 Results of uniaxial tensile strength tests of reinforcements

1.4 混合试验结果简介

对抗震结构和减震结构输入峰值加速度分别为0.07g、0.2g、0.4g、和0.588g的人工波进行了混合试验，以研究两结构多遇、设防、罕遇和极罕遇地震4 种工况下的响应情况。两结构的试验子结构在最后一个加载工况结束后的裂缝分布情况和损伤情况如图3 所示。两试验子结构在极罕遇地震下最大层间位移角分别为1/104 和1/116，第一层、第二层框架梁端和底层柱底均已形成塑性铰，损伤程度均处于我国抗震规范[21]规定的“不严重破坏”范畴，但减震结构损伤相对较轻微，裂缝数量更少。此外，在混合试验阶段，减震结构的墙板未产生任何裂缝，且墙板和框架梁间线连接处未出现任何破坏，表明连接可靠，墙板在各工况地震作用下均可有效协调消能器与主体结构之间的变形。消能器在各工况下的变形模式均为预期的“履带式”滚动变形。试验结束后，抗震结构和减震结构试件顶点残余位移分别仅为1.0 mm 和0.4 mm，消能器也无肉眼可见残余变形。因此，在此状态下直接进行拟静力试验。

图3 混合试验两试验子结构最终裂缝分布和损伤情况Fig.3 The final crack patterns and damage mode of the two test substructures after hybrid tests

1.5 拟静力试验加载装置与加载制度

在混合试验结束后，对两试验子结构进行拟静力试验。试验加载方式参照文献[24]的方法，即：① 将上部4 层的竖向荷载作为集中荷载施加在试验子结构的柱顶，并保持底层柱设计轴压比与原型结构一致；② 将拟静力试验常用的倒三角多点比例加载模式的第二层～六层水平力简化为第二层顶部一点水平力。此时，水平力在第二层及第一层顶的比例为20∶1。由于第一层顶水平力远小于第二层顶，为进一步简化加载，本文仅在第二层顶施加水平荷载。试件加载装置如图4 所示。

图4 试验装置与测量方案Fig.4 Test setup and measurement scheme

采用液压千斤顶和MTS 电液伺服作动器分别对试件施加竖向和水平荷载。液压千斤顶布置在框架的第二层柱顶处，框架柱的设计轴压比为0.36，施加的竖向荷载值为432 kN。水平荷载采用荷载-位移混合控制加载[23]，试件屈服前采用荷载控制加载，每级荷载循环1 次；试件屈服后采用位移控制加载，每级循环3 次；当试件承载能力下降到极限承载力的85%时终止试验。试验加载制度如图5 和表3 所示。

表3 加载制度Table 3 Loading protocol

图5 试验加载制度图Fig.5 Loading protocol of specimens

钢筋应变片主要布置在试件柱底和梁端纵筋上，以及减震结构外挂墙板与框架梁间的连接钢筋上(图2)。消能器应变片布置在圆弧段处，按45°等间距布置。试验过程中主要测量试件顶部的水平荷载及第一层、第二层顶的水平位移，U 型钢板消能器的水平剪切变形，以及钢筋和消能器应变，并监测试件裂缝开展情况。

2 试验现象

抗震结构试件S-1 与减震结构试件S-2 的试验现象列于表4。两结构最终破坏模式和试件局部损伤情况分别如图6、图7 所示，最终的裂缝分布如图8所示。

表4 试验现象Table 4 Test phenomena

图6 试件S-1 最终破坏模式Fig.6 Final damage mode of S-1

图7 试件S-2 最终破坏模式Fig.7 Final damage mode of S-2

图8 试件最终裂缝分布情况Fig.8 The final crack patterns of the specimens

由表4 及图6、图7 的试验现象可见，两结构在地震作用下的损伤模式一致，均为梁端和柱底形成塑性铰的梁铰机制，塑性铰的出现时刻与顺序也基本一致，表明减震外挂板对钢筋混凝土框架结构的损伤机制没有明显影响。试验过程中，外挂墙板顶部与框架梁间连接处出现纵向裂缝；且随着加载位移的增加，裂缝逐渐开展延伸，但裂缝宽度不大，墙板和梁间未产生明显错动变形，连接钢筋也远未达到屈服应变，表明墙板顶部的线连接安全可靠。试验结束后，在外挂墙板上未观察到开裂现象。

图9 为试验过程中几个不同位移加载工况下U 型钢板消能器的变形情况。整个试验过程中，除第二层右侧消能器在较大位移级别(90 mm，相应的层间位移角为1/37)时由于连接螺栓出现松动产生面外变形外，其余消能器均只产生面内变形。在顶点位移为60 mm(相应的最大层间位移角为1/55)及以下工况中，消能器的变形均呈较为理想的履带式变形，且测得水平剪切变形值与楼层层间位移值较接近。在顶点位移达90 mm 以后工况中，由于梁端混凝土损伤较严重，梁端塑性铰产生明显转动变形，外挂墙板也随之发生明显的面内转动变形，消能器水平剪切变形没有明显的增加，而上、下水平段钢板间出现明显的竖向相对变形(即消能器开口部分的张、闭)，圆弧段也产生形状改变，不再呈理想的圆弧状。试验结束后U 型钢板消能器的情况如图10 所示。

图9 试件S-2 第一层左侧消能器变形情况Fig.9 Deformation of the left U-shaped steel dampers on the first floor of S-2

图10 试验结束后消能器情况Fig.10 Situation of the dampers after tests

试验结束后，取出结构中的半灌浆套筒并切开，可以看出，灌浆套筒未出现任何损坏，且灌浆密实可靠(见图11)。

图11 灌浆套筒截面Fig.11 Cross-section of the grout sleeve

3 试验结果分析

3.1 滞回曲线和骨架曲线

试验得到抗震结构和减震结构的水平荷载-顶点位移滞回曲线和骨架曲线分别如图12 和图13 所示。

图12 试件水平荷载-顶点位移滞回曲线Fig.12 Lateral load-top displacement hysteretic curves of the specimens

图13 试件水平荷载-顶点位移骨架曲线Fig.13 Lateral load-top displacement envelope curves of the specimens

由图12 可以看出，与一般的拟静力试验不同，由于本次试验前已经对试件进行了混合试验，结构已出现了一定程度的损伤，在较小荷载级别时滞回曲线就较饱满，具有一定耗能能力。随荷载和位移的增加，滞回环面积进一步增加，试件耗能能力逐渐增大。两结构的滞回曲线形状基本相同，均较为饱满，具有较好的耗能能力。与抗震结构S-1 相比，由于消能器的屈服耗能，减震结构S-2 在相同位移级别下滞回曲线更加饱满，耗能能力更好。

从图13 可以看出，抗震结构与减震结构的水平荷载-顶点位移骨架曲线形状较为接近。在加载初始阶段，试件刚度较大，骨架曲线基本为直线。梁端和柱底相继出现塑性铰后，试件刚度逐渐降低，曲线变得平缓。塑性铰区混凝土压碎后，试件承载力有所降低，曲线出现下降段。需注意的是，由于两试件已在混合试验中开裂，骨架曲线在初始加载阶段的斜率，即试件的初始刚度并非结构的弹性刚度，曲线上也没有明显的开裂点。此外，减震结构S-2 的初始刚度及峰值承载力均高于抗震结构S-1，可见减震外挂墙板对主体结构的刚度和承载力均有一定的提高作用。

3.2 承载力和变形能力

图13 骨架曲线中几个关键特征点，如屈服点、峰值点和极限点所对应的荷载与位移值见表5。其中，屈服点由几何作图法确定[25]，极限荷载取峰值荷载的85%，若未下降至85%，则取试验结束时刻。试件的位移延性系数(极限位移Δu和屈服位移Δy的比值)和极限位移角(Δu与试件高度H的比值)也列于表中。由表可知，减震结构正、反两个方向的峰值荷载平均值比抗震结构高19.8%，表明减震结构具有更高的承载能力。两结构的延性系数相差不大，变形能力相当。两结构的极限位移角均为1/31，大于抗震规范[21]中规定的钢筋混凝土框架结构在罕遇地震作用下的层间位移角限值(1/50)，均具有足够的变形能力。

表5 骨架曲线特征点及位移延性系数Table 5 Characteristic points of the skeleton curves and deformation capacity coefficient

3.3 刚度退化曲线

割线刚度K定义为同一加载级别下，骨架曲线上推、拉两个方向水平力F绝对值与顶点位移X绝对值之和的比值[23]，如式(1)所示：

式中：Fi为第i次峰点荷载值；Xi为第i次峰点位移值。

抗震结构和减震结构刚度退化曲线结果的对比如图14 所示。可以看出，试件整体刚度退化较为平缓，均没有出现明显的刚度突变。随着位移增加，抗震结构与减震结构刚度退化趋势基本相同，但减震结构的整体刚度始终要高于抗震结构。

图14 刚度退化曲线对比Fig.14 Comparison of stiffness degradation curves

3.4 能量耗散系数曲线

试件的能量耗散能力可以通过能量耗散系数E表示[23]，计算公式如式(2)所示。两试件的能量耗散系数E随顶点位移的变化曲线如图15 所示。不同位移级别时两试件的耗能系数见表6。可见，减震结构S-2 的耗能能力随顶点位移的增加逐渐增加。而抗震结构S-1 由于在混合试验阶段已出现一定程度的损伤，因此在第一个荷载级别时梁端已出现塑性铰，在位移较小时即具有一定的耗能能力，因此能量耗散系数在顶点位移达到40 mm 之前变化不大，超过40 mm 之后逐渐增加。除初始阶段外，S-2 相同顶点位移时的耗能能力大于S-1。