裝配式混凝土異形柱框架結構足尺試驗研究

裝配式混凝土異形柱框架結構足尺試驗研究

這種形狀的異柱結構柱不強調并適用于內部的形狀。它可以實現(xiàn)更好的建筑功能，減少結構本身的重量。關于T型、L型及十字型等異形柱構件與節(jié)點的靜力與抗震性能已取得諸多成果為此，本文作者以真實工程為背景，設計并制作二層二跨裝配式混凝土異形柱框架結構足尺模型，對其進行低周往復荷載試驗并開展靜力彈塑性分析簡化方法研究，旨在為裝配式混凝土異形柱框架結構的推廣尤其是在新民居體系中的應用提供參考依據(jù)和方法支持。1試驗總結1.1截面模型明網(wǎng)預制構件以裝配式新民居的研發(fā)與示范工程建設為背景，選取進深方向二層二跨足尺單榀框架開展低周往復荷載試驗，研究裝配式混凝土異形柱框架結構的抗震性能。模型設計與拆分方案如圖1所示。進深方向上部結構長7.1m(左右兩跨凈跨分別為3.7m和2.0m)，兩端和中間分別為T型和I型截面柱。在加載方向，其截面高度分別為500mm和400mm，肢厚為200mm，端部T型柱翼緣寬為600mm；一、二層層高分別為3.26m和3.00m，框架梁高均為400mm。模型采用“漿錨連接+節(jié)點后澆”方案，分層拆分包括T型截面柱4根(C-ST1,C-NT1,C-ST2和C-NT2)、I型截面柱2根(C-MI1和C-MI2)及梁2根，共8個預制構件。梁柱截面配筋如圖2所示，縱筋均采用HRB400、箍筋為HPB300，預制構件混凝土強度等級為C30，節(jié)點采用C35強度等級的細石混凝土。下側墊梁長為9.0m，截面長×寬為800mm×450mm，預留出筋長度為700mm(預留鋼筋直徑的35倍)。1.2構件的裝配與裝配框架梁、框架柱均在天齊明達裝配式建筑產業(yè)園預制，預制柱鋼筋籠下端綁扎700mm長金屬波紋管作為漿錨連接搭接孔道，澆筑混凝土前在各預制構件內按圖2所示方案預埋應變測點；構件采用室內灑水自然養(yǎng)護28d后，吊裝轉運至結構試驗大廳與同期預制的墊梁裝配成整體。圖3所示為二層二跨裝配式混凝土異形柱框架結構的裝配流程，首先將一層預制T型和I型截面柱裝配至墊梁上，并采用斜撐調直固定后對柱根部區(qū)域封邊，待封邊24h即封邊料滿足強度要求時，采用壓力注漿注入水泥基灌漿料，待各預留注漿孔都均勻流出注漿料并完成封堵，待一層注漿24h時吊裝一層框架梁，節(jié)點區(qū)采用C35細石混凝土澆筑；之后，按照與一層裝配相同的方法裝配二層預制柱、預制梁。裝配完成后的模型如圖3(c)所示，待節(jié)點區(qū)后澆混凝土回彈與同條件留樣強度均達到C35后進行加載。1.3動靜態(tài)應變分析在一、二層框架梁對應高度處分別采用MTS加載系統(tǒng)控制作動器按倒三角形施加低周往復荷載加載期間主要采集抗側承載力、側向變形、鋼筋與混凝土的應變、裂縫演化等，其中MTS作動器可全程自行采集出力與變形信息。如圖1所示，通過沿框架高度方向布置的位移傳感器采集框架側向變形；在梁柱節(jié)點區(qū)、漿錨連接區(qū)對應縱筋、箍筋及混凝土構件的表面布置大量應變測點，部分應變測點布置位置如圖2所示。應變與位移傳感器的數(shù)據(jù)通過UT8516動靜態(tài)應變采集分析系統(tǒng)同步采集。安排多人分區(qū)全程觀察并記錄試驗現(xiàn)象，主要包括裂縫出現(xiàn)、發(fā)展情況及混凝土壓碎、節(jié)點區(qū)出鉸信息等，縫寬通過ZBL-F103裂縫寬度觀測儀測試。2試驗現(xiàn)象和失敗2.1確定分層位移角由于加載試件為二層二跨足尺模型，為清晰描述試驗現(xiàn)象，定義各層層間位移角θ式中：i為樓層號，i=1或2；Δ在試驗伊始力加載階段，當θ位移加載階段，當θ2.2“拉-壓綜合塑性鉸”物理長度分布圖6所示為試驗模型對應塑性鉸出鉸順序與位置，整體破壞以梁鉸破壞機制為主，符合“強柱弱梁”抗震設計理念，呈延性破壞。圖7所示為各節(jié)點區(qū)的失效破壞狀態(tài)與“拉-壓綜合塑性鉸”物理長度從圖7可知：中間節(jié)點M-J1和M-J2為推拉復合受力區(qū)，呈“X”型剪切裂縫破壞特征，對應梁端塑性鉸平均長度分別為63mm和49mm；一、二層梁體外圍端部節(jié)點對應梁端彎曲破壞，對應塑性鉸長度分別為200mm和220mm，分別包括節(jié)點S-J1,N-J1,S-J2和N-J2；一層柱根部區(qū)域表現(xiàn)為柱腳混凝土壓碎破壞，其中外圍T型柱(C-NT和C-ST)壓碎比中部I型柱(C-MI)壓碎的早，平均塑性鉸長度為154mm。3試驗結果與分析3.1滯回曲線特征采用雙作動器按倒三角形規(guī)則對模型進行低周往復試驗加載，不僅可以直接得到圖8(a)和(b)所示各層對應的滯回曲線，而且可以依據(jù)合力矩定理得到兩加載點對應的合力大小與作用位置，并依據(jù)線性內插法求得合力點處的側向變形，從而可得到圖8(c)所示整體模型的荷載-變形滯回曲線。從圖8(a)可知：一層滯回曲線整體呈“Z”形且存在滑移段，對稱性相對較差，同種側向變形對應的抗側承載力正向外推顯著大于負向內收，負向無明顯下降段；與一層不同，圖8(b)所示為二層滯回曲線整體呈“弓”形且對稱性較好，中間捏攏與M-J2等節(jié)點剪切變形試驗現(xiàn)象相符，正負向均存在顯著下降段，但同種側向變形對應的正向抗側承載力小于負向抗側承載力，與一層呈互補之勢，這也是雙作動器同步加載的優(yōu)勢，能使模型在低周往復加載過程中的內力重分布得到體現(xiàn)。從圖8(c)可知：整體模型的滯回曲線對稱性較好，呈反“S”型，相同側移對應的正向外推抗側力大于負向內收抗側力，以峰值荷載為例，正向較負向大15.2%；伴隨側移增加，剛度退化均勻且緩慢，曲線雙向均具有明顯下降段，且屈服后同級側移重復加載剛度和承載力下降不明顯；存在輕微滑移現(xiàn)象，與裝配式結構梁端與后澆區(qū)存在連接界面有關。3.2骨架曲線圖9(a)和(b)所示分別為試驗模型各層及整體對應的骨架曲線，其中，P為試件加載端出力，P3.3失效破壞點的確定開裂點依據(jù)試驗現(xiàn)象確定，峰值點依據(jù)圖9所示骨架曲線確定，失效破壞點取下降至峰值荷載85%對應的位置，屈服點則依據(jù)幾何作圖法結構的延性通過延性系數(shù)μ即極限變形Δ3.4橫向內推加載時承載力依據(jù)JGJ/T101—2015“建筑抗震試驗規(guī)程”式中：λ圖10所示為試件各層及整體在各加載步對應的承載力退化系數(shù)。從圖10可知：當一層正向外推加載時，伴隨側移增加，承載力退化系數(shù)整體呈減小趨勢，負向未見明顯退化，與圖8(a)所示滯回曲線特征相吻合；對于二層及整體模型對應的承載力退化系數(shù)，正負向對稱性較好且退化不顯著，最小值為0.937，該二層二跨裝配式異形柱框架結構具有較強的承載穩(wěn)定性。3.5加載幅值對催化強度的影響采用同一級幅值加載下的環(huán)比剛度表示試件剛度退化規(guī)律，計算公式為式中：K圖11所示為試件各層及整體結構對應的退化曲線。從圖11可知：隨著加載幅值增加，試件不斷損傷，剛度逐漸下降，以試件開裂為界呈先快后慢退化規(guī)律；同級加載先外推后內收，故正向剛度均大于負向剛度；至加載后期，試件各層及整體剛度退化緩慢且趨于穩(wěn)定，一層有效剩余剛度比二層的大，該裝配式框架延性較好。3.6能源能源耗能能力是評價結構抗震性能的重要指標之一，依據(jù)各循環(huán)加載階段荷載-位移滯回曲線所包圍的面積，通過能量耗散系數(shù)E和等效黏滯阻尼系數(shù)ξ3.7荷載-應變關系由圖1可知，試驗模型豎向構件采用漿錨連接，這里選取代表性測點開展受力分析。圖13(a)所示為T型柱漿錨連接區(qū)預制柱內部縱筋與搭接波紋管內部縱筋在同一高度處(中部)的荷載-應變關系曲線。從圖13(a)可看出二者在加載全過程受力協(xié)調、變形一致。圖13(b)和(c)所示分別為一、二層I型預制柱內與搭接波紋管內的縱筋在同一高度處(上部注/出漿口)的荷載-應變關系曲線，其中注漿飽滿的圖13(c)中二者縱筋應變近似相等、變化趨勢相同，而由圖13(b)中可知因注漿封堵時漿料回流，頂部注漿口高度處灌漿不密實對應的波紋管內部縱筋應變近似為0。綜上可知，漿錨連接區(qū)在灌漿質量得到保證的情況下，預制柱內縱筋與搭接波紋管內縱筋對應的受力一致，可全程有效傳遞荷載；同時，要注意封堵注漿口時漿液短時回流所導致的有效搭接長度縮短問題，宜通過及時補漿等手段保證漿錨搭接區(qū)的有效長度。4基于等代換的靜力彈性分析4.1截面配筋分析由于異形柱框架結構配筋較為復雜，在進行靜力彈塑性分析時，截面配筋等信息難以直接輸入至當前普遍應用的設計分析軟件中。本文基于截面和雙向彎曲慣性矩等效原則，將混凝土異形柱原位等效代換為矩形柱4.1.1等效代換公式假設任意截面異形柱的截面積A是由m個有限的規(guī)則單元面積A聯(lián)立式(4)～(6)，可求解出任意截面異形柱的等效代換矩形截面邊長的解析計算表達式，即將本文試驗模型T型截面異形柱的截面參數(shù)代入式(7)和式(8)，可分別求得代換矩形截面的邊長分別為：b4.1.2等效代換原則為獲得高質量的等效代換模型，采用截面特性修正系數(shù)(異形柱截面特性與修正后的矩形柱截面特性之比)進行修正，修正系數(shù)根據(jù)SAP2000分析原理手冊計算。由上述等效代換原則可知，圍繞X和Y軸的慣性矩修正系數(shù)為1；異形柱與矩形柱的質量、自身重力不變，因此，質量與自身重力修正系數(shù)亦為1；橫截(軸向)面積和扭轉常數(shù)修正系數(shù)分別為0.758和0.315；加載與垂直于加載方向對應抗剪面積修正系數(shù)均為0.505。4.2自適應的塑性鉸設置通過將T型柱等效代換為矩形截面柱，在SAP2000分析平臺建立模型開展靜力彈塑性分析。除等效代換外，材料性能、截面配筋等其他建模參數(shù)與試驗模型相同；在進行推覆分析時，考慮結構自重影響，對柱底節(jié)點施加固結約束。塑性鉸通過自定義鉸屬性設置，對于框架梁單元，考慮由彎矩屈服產生的塑性鉸，即采用彎矩鉸(M鉸)；對于框架柱，考慮軸力與雙向彎矩相互作用產生的塑性鉸即軸力彎矩鉸(P-M-M鉸)。塑性鉸長度依據(jù)圖7所示試驗結果實測確定，并取混凝土受拉開裂區(qū)和受壓破碎區(qū)的平均長度，然后，根據(jù)SAP2000規(guī)定的鉸屬性定義方法在建模時設置。模型確認無誤后，通過Pushover對異形柱框架開展靜力彈塑性分析。4.3靜力彈塑性分析的數(shù)學模型本文開展靜力彈塑性分析的目的是：基于等效代換思想為等同現(xiàn)澆裝配式混凝土異形柱框架結構的靜力彈塑性分析提供可靠的簡便分析模型；因物理試驗為足尺試驗，二層新民居試驗原型對應的軸壓比較小(南、北兩側T型柱及中間I型柱對應軸壓比分別為0.14,0.12和0.31)，加之受加載條件限制，在試驗時未考慮軸壓比影響，故通過驗證后的數(shù)值模型分析軸壓比的影響。4.3.1試驗結果對比圖14所示為基于模擬得到的模型頂點側移-基底剪力抗力曲線。從圖14可知：因模擬采用的加載制度與試驗不同；屈服前，推覆分析所得抗側剛度明顯大于試驗值，這與低周往復加載所致?lián)p傷累積有關；屈服后，模擬所得抗力曲線呈現(xiàn)平緩的下降段，最終模擬所得極限荷載、破壞荷載與實測結果相比誤差分別為33.37kN和28.36kN。考慮柱頂軸壓荷載時，極限荷載提高17.49%，極限變形能力下降，抗力曲線整體外包無軸壓工況。4.3.2無軸壓工況下的極限位移基于圖14所示抗力曲線，根據(jù)彈性階段結束點對應變形確定開裂位移模擬值為8.13mm(實測值為7.22mm)，根據(jù)結構破壞荷載對應變形確定模型各層極限位移。經(jīng)分析可知，在與試驗工況等同的無軸壓工況下，其一、二層極限位移分別為107.79mm和111.28mm，對應層間極限位移角分別為1/28.4和1/27.0；考慮軸壓后，對應模型的開裂位移提前至5.68mm，各層極限位移角分別降至1/32.7和1/30.0。綜上可知，因未考慮三板體系，加之結構為裝配式，故模型與試驗試件均存在過早開裂現(xiàn)象；而極限位移角均可滿足規(guī)范限值，模擬結果與表1所示試驗結果整體吻合較好。4.3.3認定破壞模式圖15所示為基于等效代換的靜力彈塑性分析所得塑性鉸發(fā)展情況。由圖15(a)可知：在推覆過程中，2種模擬工況的塑性鉸均率先產生于一層加載點梁端，呈梁鉸失效特征；之后，一層梁鉸繼續(xù)開展，二層梁鉸出現(xiàn)，中間十字節(jié)點的柱鉸與梁鉸先后產生，最后底層柱腳縱筋屈服并產生塑性鉸，整體呈“梁柱鉸混合屈服機制”破壞模式，如圖15(b)和(c)所示。因推覆分析無法考慮往復加載所致?lián)p傷累積，故在十字節(jié)點復合受力區(qū)塑性鉸開展順序與圖6所示結果有一定差異，但最終失效破壞狀態(tài)與試驗結果吻合較好。綜上可知，基于等效代換的靜力彈塑性分析方法所得到的抗力曲線、層間位移角、塑性鉸等與試驗結果吻合較好，特別是在抗震設計控制性指標方面吻合度更高，其作為一種簡化分析方法用于等同現(xiàn)澆裝配式混凝土異形柱框架結構的抗震性能分析是可行的。5裝配式混凝土異形柱框架結構試驗研究1)“漿錨連接+節(jié)點后澆”方案用于裝配式混凝土異形柱框架結構安全可靠；試驗模型呈“梁鉸”失效破壞特征，梁端裂縫發(fā)展范圍約為跨度的1/3，符合“強柱弱梁”破壞特征；中間十字節(jié)點呈“X”型剪切裂縫，局部損壞較為嚴重，宜通過增設斜筋、采用高延性混凝土等措施改善。2)試驗模型具有較強的承載變形與耗能能力，滿足延性框架要求；具