抗震墻加固框架模型的擬靜力試驗(yàn)研究

抗震墻加固框架模型的擬靜力試驗(yàn)研究

0抗震墻的優(yōu)點(diǎn)填充抗疲勞墻加固是指用框架結(jié)構(gòu)填充抗疲勞墻加固。填充的抗疲勞墻不需要上下連續(xù)調(diào)整，也不需要奠定基礎(chǔ)。該加固技術(shù)具有建筑布局靈活、施工方便、成本低、對建筑影響小等優(yōu)點(diǎn)，在國外得到了廣泛應(yīng)用。增設(shè)的抗震墻,是指填充(嵌)在框架間的抗震墻,基本上只承受和傳遞剪力,不產(chǎn)生彎矩或者彎矩很小,基本不會對其相鄰上下柱產(chǎn)生附加彎矩和剪力。而在《建筑抗震加固技術(shù)規(guī)程》(JGJ116—2009)中,框架結(jié)構(gòu)增設(shè)抗震墻的方式只能是從基礎(chǔ)開始一直增加到需要加固的樓層,這樣不但需要大規(guī)模開挖基礎(chǔ),且嚴(yán)重影響建筑的正常使用以及加固后的使用功能。本文對填充抗震墻加固框架結(jié)構(gòu)與純框架結(jié)構(gòu)進(jìn)行試驗(yàn)研究和對比分析,以期為框架結(jié)構(gòu)的加固開辟新方法,為國家相應(yīng)標(biāo)準(zhǔn)的修編提供依據(jù)。1靜力試驗(yàn)的總結(jié)1.1結(jié)構(gòu)體系模型原型結(jié)構(gòu)為3層框架結(jié)構(gòu),選取其中的一榀框架作為研究對象,柱距分別為6,3,6m,層高為3.6m,總高為10.8m。原型結(jié)構(gòu)抗震鑒定結(jié)論為:2層不滿足抗震要求,需要加固?？蚣艿闹饕牧虾徒孛娉叽?1)材料:混凝土為C30;鋼筋:主筋為HRB335、箍筋為HPB235;2)軸壓比:中柱為0.4,邊柱為0.25;3)截面尺寸:1層框架柱為700mm×700mm,2,3層框架柱為500mm×500mm,框架梁均為300mm×600mm。1.2結(jié)構(gòu)模型和模型結(jié)構(gòu)本次試驗(yàn)?zāi)Ｐ椭饕嗨脐P(guān)系如下:幾何尺寸為1/2;彈性模量為1;模型的混凝土和鋼筋級別與原型結(jié)構(gòu)一樣。試驗(yàn)在南京工業(yè)大學(xué)的江蘇省土木工程防災(zāi)減災(zāi)重點(diǎn)實(shí)驗(yàn)室內(nèi)完成。1.3模型與框架模型的施工依據(jù)《建筑抗震試驗(yàn)方法規(guī)程》(JGJ101—96)的要求進(jìn)行擬靜力試驗(yàn)。未加固框架及加固框架結(jié)構(gòu)立面圖見圖1。模型的制作方法如下:1)未加固框架模型與加固框架模型均為現(xiàn)澆鋼筋混凝土結(jié)構(gòu),施工時留取混凝土試塊進(jìn)行抗壓強(qiáng)度試驗(yàn),并對模型制作用鋼筋進(jìn)行拉伸試驗(yàn),試驗(yàn)結(jié)果與設(shè)計(jì)值基本符合;2)加固模型填充的抗震墻(100mm厚,C30混凝土)的施工順序?yàn)?先進(jìn)行未加固模型施工,兩個月之后進(jìn)行填充的抗震墻施工,抗震墻與框架梁、柱之間通過后錨固鋼筋連接;3)兩個模型均考慮樓板對框架梁剛度的貢獻(xiàn),將框架梁增大為T形截面,又模擬了另一方向的框架梁,以防止節(jié)點(diǎn)發(fā)生剪切破壞。完工后的兩個模型見圖2。1.4自平衡后的集中荷載兩個模型采用相同的加載裝置,見圖3。試件模型通過地梁(800mm×1200mm)用錨栓固定在臺座上,為了防止試件在試驗(yàn)過程中發(fā)生滑移,在地梁兩端加液壓千斤頂將模型固定。由于模型較高,使得采用反力架和在每個柱頂施加集中荷載以模擬重力作用的方法受限,故本試驗(yàn)通過每根柱子的自平衡系統(tǒng)來施加豎向集中荷載,具體做法是在4根柱頂處各設(shè)置1根分配梁,每根分配梁用錨固在地面上的2根拉桿拉緊,在拉桿另一端設(shè)置油壓千斤頂傳遞荷載。水平荷載通過電液伺服加載系統(tǒng)施加,將采用的3個電液伺服拉壓千斤頂分別加載于1~3層的梁柱節(jié)點(diǎn)處,用2塊鋼板和4根拉桿與試件的另一端相連。1.5部位應(yīng)力及應(yīng)變本次試驗(yàn)分兩次進(jìn)行,為了進(jìn)行對比分析,未加固模型和加固模型采用相同的測點(diǎn)布置方案和加載方案。位移傳感器布置:在模型底板以及1層頂~3層頂分別各布置1個位移傳感器,測量每層樓板的頂點(diǎn)水平位移。應(yīng)變片布置:應(yīng)變片主要布置在試件受力鋼筋控制截面處、模型中柱表面混凝土處、加固模型剪力墻表面混凝土處等,以測量應(yīng)變及進(jìn)一步探討相應(yīng)部位的應(yīng)力。繪制試驗(yàn)過程中2個模型各層的層間剪力-層間位移曲線。試驗(yàn)加載方案:低周往復(fù)水平荷載采用3個加載器同步加載,具體做法是:3層頂?shù)闹骷虞d器用位移控制,將2層頂與1層頂?shù)募虞d器設(shè)置成內(nèi)環(huán)荷載反饋方式,這樣可以保持各層頂施加的水平力的比例始終一致。豎向荷載:根據(jù)原結(jié)構(gòu)底層柱實(shí)際承受的豎向荷載(設(shè)計(jì)控制值,邊柱為312.5kN,中柱為500kN)比例確定,即在加載過程中,邊柱和中柱的比例保持不變,然后逐步增大。試驗(yàn)時豎向荷載先加載到設(shè)計(jì)控制值的50%,然后直接加載到設(shè)計(jì)控制值,試驗(yàn)過程中保持豎向荷載值不變。水平荷載:豎向荷載加載結(jié)束后施加水平荷載,先進(jìn)行預(yù)加載以觀測各儀器工作是否正常,結(jié)構(gòu)變形恢復(fù)后進(jìn)行正式加載。在水平荷載未達(dá)到試件屈服荷載前,采用3層頂主加載器位移控制方式進(jìn)行加載,每級位移循環(huán)一次;在水平荷載達(dá)到屈服荷載后,以此時試件發(fā)生的位移δy為基數(shù),每級增加5~10mm位移進(jìn)行加載,直至骨架曲線中荷載下降到峰值荷載的85%時停止試驗(yàn),將對應(yīng)的位移作為極限位移。2試驗(yàn)結(jié)果及分析2.1試驗(yàn)和破壞2.1.1梁底豎向裂縫頂層位移加載到14.2mm時,試件基本處于彈性工作階段,表面無裂縫出現(xiàn)。頂層位移加載到15.8mm時,1層邊梁端部側(cè)面出現(xiàn)豎向裂縫,中間梁端部側(cè)面出現(xiàn)斜向裂縫;2層梁端部側(cè)面也有豎向裂縫產(chǎn)生;另外1層中柱柱底出現(xiàn)水平裂縫;2層中柱柱底和柱頂均出現(xiàn)水平裂縫,這些裂縫都比較細(xì)。頂層位移加載到17.5mm時,1層梁兩端部側(cè)面的豎向裂縫延伸至樓板,個別梁梁底出現(xiàn)了沿梁截面方向的橫向裂縫;2層梁梁底也出現(xiàn)了橫向裂縫,并有側(cè)面豎向裂縫延伸至板的現(xiàn)象;1層邊柱柱底也產(chǎn)生豎向裂縫,中柱原有裂縫延伸;2層中柱柱頂裂縫發(fā)展延伸,邊柱柱身頂部出現(xiàn)水平向裂縫;3層柱身頂部出現(xiàn)水平細(xì)微裂縫。頂層位移加載到21.8mm時,1層邊梁出現(xiàn)橫向裂縫,中間梁端部側(cè)面新增斜裂縫;2層中間梁端部側(cè)面出現(xiàn)豎向裂縫。頂層位移加載到25.0mm時,2層梁梁底橫向裂縫進(jìn)一步增加;2層中柱柱底新增水平裂縫,這些裂縫寬度均在0.5mm以下。頂層位移加載到35.0mm時,1,2層梁裂縫繼續(xù)增多;2層中柱柱底和柱頂均出現(xiàn)多條水平裂縫,原有裂縫寬度增加,最大達(dá)1mm。頂層位移加載到40.0mm時,2層梁裂縫繼續(xù)發(fā)展;1層柱柱底新增水平向裂縫;2層中柱柱底和柱頂均出現(xiàn)傾斜的裂縫,裂縫寬度明顯變大到1.3mm。頂層位移加載到68.0mm時,1,2層梁出現(xiàn)多條斜裂縫;2層邊柱柱頂出現(xiàn)傾斜的裂縫,中柱柱頂裂縫發(fā)展,且寬度明顯增大,增大到1.5mm左右時,軸?柱上端混凝土開始脫落。頂層位移加載到110.0mm時,2層中柱兩側(cè)柱端混凝土脫落,露出箍筋,形成明顯塑性鉸。頂層位移加載到140.0mm時,2層中柱兩側(cè)柱端破壞更為嚴(yán)重,邊柱兩側(cè)柱端也形成塑性鉸,同時荷載下降到峰值荷載的85%以下,試驗(yàn)結(jié)束。模型破壞時裂縫示意圖見圖4,模型破壞實(shí)景見圖5。2.1.2現(xiàn)狀及內(nèi)部水平裂縫特征頂層位移加載到3.9mm時,試件基本處于彈性工作階段,表面無裂縫出現(xiàn)。頂層位移加載到10.2mm時,1~3層邊梁端部側(cè)面出現(xiàn)豎向裂縫;1層柱柱底與中柱柱頂出現(xiàn)水平裂縫;3層中柱柱頂出現(xiàn)水平裂縫,以上裂縫都比較細(xì)微。剪力墻無裂縫出現(xiàn)。頂層位移加載到14.0mm時,1,2層邊梁端部又出現(xiàn)了多條裂縫,梁底也出現(xiàn)多條橫向裂縫;1層柱柱底與中柱柱頂新增水平裂縫;3層中柱柱頂出現(xiàn)多條水平向裂縫;剪力墻出現(xiàn)一條對角斜裂縫。這些裂縫寬度都在0.5mm以下。頂層位移加載到18.3mm時,1~3層邊梁裂縫延伸;1層柱柱底、中柱柱頂均有新增水平裂縫,同時軸?,?柱底端各出現(xiàn)略帶傾斜的裂縫;2層中柱柱底出現(xiàn)水平裂縫;3層邊柱柱頂開始出現(xiàn)多條水平裂縫,中柱柱頂裂縫有所延伸,同時柱底出現(xiàn)水平裂縫;剪力墻新增一條與前一工況時相交叉的裂縫。最大裂縫寬度為0.5mm。頂層位移加載到21.6mm時,1~3層邊梁裂縫繼續(xù)新增和擴(kuò)展;1層柱柱底有新增裂縫,且中柱柱底均出現(xiàn)了斜裂縫,軸?柱頂?shù)牟糠至芽p發(fā)展呈環(huán)柱截面的裂縫;3層中柱柱頂、柱底均有新增水平裂縫;剪力墻上斜裂縫數(shù)量增多,同時與剪力墻相連的2層中柱柱底出現(xiàn)水平向裂縫。頂層位移加載到27.0mm時,1~3層邊梁梁側(cè)面裂縫繼續(xù)新增和擴(kuò)展;1層柱柱底裂縫發(fā)展且新增水平裂縫,同時中柱柱腳出現(xiàn)傾斜裂縫;2層中柱柱底新增水平裂縫;3層中柱柱頂都有水平縫開展沿柱截面形成環(huán)狀,邊柱柱底、柱頂新增水平向裂縫;剪力墻上斜裂縫數(shù)量增多,原有的裂縫變長,同時與剪力墻相連的2層中柱柱底新增水平裂縫。頂層位移加載到36.0mm時,1層中梁梁端部底面出現(xiàn)斜裂縫,其他梁都有新增豎向裂縫;2層邊梁梁底面出現(xiàn)橫向裂縫并向上延伸;3層邊梁梁端部底部出現(xiàn)沿橫向裂縫;1層軸?中柱柱頂出現(xiàn)多條傾斜裂縫,柱底出現(xiàn)水平環(huán)截面裂縫,邊柱柱底、柱頂裂縫有所開展且有新增水平向裂縫;2層中柱柱底新增水平裂縫;3層柱柱底新增水平向裂縫;剪力墻上斜裂縫繼續(xù)開展延長,最大裂縫寬度0.8mm。頂層位移加載到54.0mm時,1層邊跨梁梁端部下表面混凝土開始脫落;剪力墻上絕大部分裂縫都加長貫通,與剪力墻相連的2層軸?柱沿著高度方向出現(xiàn)多條水平裂縫。頂層位移加載到80.0mm時,1層邊梁梁端部下表面混凝土大面積脫落,露出鋼筋,形成明顯塑性鉸;2層邊梁梁端部下表面混凝土剝落;1層中柱柱頂混凝土被壓酥脫落;3層中柱柱頂混凝土開始脫落。頂層位移加載到108.0mm時,1層邊梁下表面混凝土脫落;1層邊柱柱底、柱頂?shù)乃搅芽p發(fā)展成彎剪斜裂縫,中柱柱腳裂縫開展嚴(yán)重,混凝土剝落,露出箍筋;3層中柱柱頂混凝土脫落程度變重;剪力墻與框架相連的四個角混凝土脫落,與剪力墻相連的2層柱柱頂水平斜裂縫發(fā)展成彎剪斜裂縫,剪力墻底部有剪壞的跡象。模型破壞時裂縫示意圖見圖6,模型破壞的實(shí)景見圖7。2.2實(shí)驗(yàn)數(shù)據(jù)分析2.2.1層承載力分析在反復(fù)荷載作用下,兩個模型各層的層間剪力-層間位移滯回曲線如圖8,9所示。從圖8中可以看出,未加固模型的2層滯回曲線比較飽滿,塑性變形明顯較大,耗能較多;在后幾個工況中,其他層的承載力仍在增大時,2層的承載力已達(dá)到峰值荷載,并且隨著加載位移的增大而下降,即2層為明顯的薄弱層,承載能力較低,在加載過程中出現(xiàn)大變形,導(dǎo)致模型整體喪失承載力;由于薄弱層的存在,1層和3層的滯回曲線并不飽滿,承載力未得到有效發(fā)揮;隨著荷載的增大,各層加載曲線的斜率都在逐漸變小,結(jié)構(gòu)存在剛度退化。從圖9中可以看出,經(jīng)過填充抗震墻加固后,加固模型各層的滯回曲線都比較飽滿,呈現(xiàn)不同程度的捏攏現(xiàn)象;2層的承載力比未加固模型中2層的承載力顯著增大,同時其他兩層的承載力也得到了充分發(fā)揮;在最后幾個加載工況中,隨著加載位移的增大,1層和3層的承載力有下降的趨勢。2.2.2層結(jié)構(gòu)的層間位移由未加固模型的骨架曲線(圖10(a))可知:1~3層最大水平荷載分別約為400,340,200kN,即未加固模型總的最大水平荷載約為400kN。2層經(jīng)歷了彈性上升段、彈塑性上升段和下降段三個階段。在彈性上升段,荷載與位移成線性增加,伴隨裂縫的開展和剛度的減小;2層進(jìn)入彈塑性上升段、達(dá)到峰值荷載后,2層柱混凝土退出工作,柱端出現(xiàn)了明顯的塑性鉸,骨架曲線開始下降;而1層和3層骨架曲線在加載過程中一直處于上升趨勢直至試驗(yàn)結(jié)束,由此也可判斷2層為薄弱層;此外,從圖中還可以看出2層的層間位移最大。由加固模型的骨架曲線(圖10(b))可知:1~3層最大水平荷載分別約為740,627,376kN,即加固模型總的最大水平荷載約為740kN,比未加固模型提高了85%,說明填充抗震墻對框架結(jié)構(gòu)的承載力有很好的提升作用。1層和3層的層間位移比未加固模型的大,但2層的層間位移比未加固模型的小;1層的骨架曲線有所下降且出現(xiàn)明顯拐點(diǎn);3層的骨架曲線有所下降,對應(yīng)于試驗(yàn)數(shù)據(jù)即為從376kN下降到370kN。2.2.3能量耗散系數(shù)未加固模型側(cè)移較小時,結(jié)構(gòu)處于彈性階段,框架的能量耗散系數(shù)基本相差不大且耗能都較少;隨著側(cè)移的增加,2層的能量耗散系數(shù)比其他兩層大得多,說明模型的層間變形不均勻,2層為薄弱層,未加固模型耗能主要靠2層的塑性發(fā)展和破壞,其他兩層耗能很小。加固模型中3層和1層的能量耗散較大,2層相對較小,說明經(jīng)過填充抗震墻加固后的框架充分發(fā)揮了各層的耗能能力,2層已經(jīng)得到有效的加強(qiáng),加固的效果明顯。2.2.4破壞特征點(diǎn)的確定試件的延性是衡量試件抗震性能好壞的一個重要指標(biāo),反映了試件的塑性變形能力,本文采用位移延性系數(shù)μ來表示:式中:+δu,-δu為試件正、負(fù)向極限狀態(tài)下的位移值;+δy,-δy為試件正、負(fù)向屈服時的位移值。從式(1)可以看出,必須在骨架曲線上確定試件的屈服位移和極限位移,才能計(jì)算出試件的位移延性系數(shù),而在多數(shù)結(jié)構(gòu)的骨架曲線上不易找出明顯的屈服點(diǎn),所以可采用通用屈服彎矩法來確定曲線的屈服點(diǎn),由此方法確定的本次試驗(yàn)兩個模型的破壞特征點(diǎn)如表1所示。由表1數(shù)據(jù),根據(jù)式(1)計(jì)算可得,未加固模型峰值荷載點(diǎn)μ=1.78,極限荷載點(diǎn)μ=3.15;加固模型峰值荷載點(diǎn)μ=3.42。比較可知,加固模型峰值荷載點(diǎn)的μ值已經(jīng)大于未加固模型極限荷載點(diǎn)的μ值,可以推斷加固模型極限荷載點(diǎn)的位移延性系數(shù)一定也比未加固模型的大,說明經(jīng)填充抗震墻加固后,結(jié)構(gòu)的延性比純框架結(jié)構(gòu)要好,主要是因?yàn)榧庸毯蟮目蚣艹浞职l(fā)揮了框架1,3層的承載力,各個樓層的裂縫開展過程比較均衡,使模型整體延性變好。2.3不同軸壓墻模型的延性分析根據(jù)試驗(yàn)結(jié)果可得出以下結(jié)論:(1)未加固模型:只有2層薄弱層滯回曲線比較豐滿,1,3層尚有耗能潛力;結(jié)構(gòu)抗側(cè)承載力相對較低,最大水平荷載約為400kN;延性也較低。(2)加固模型:經(jīng)填充抗震墻加固后,各層的滯回曲線都比較飽滿,呈現(xiàn)不同程度的捏攏現(xiàn)象;在相同軸壓比下,最大水平荷載約為740kN,約為未加固模型的1.85倍,說明填充抗震墻對框架結(jié)構(gòu)的承載力有很好的提升作用;加固后的框架充分發(fā)揮了框架1,3層的承載力,各樓層的裂縫開展過程比較均衡,模型整體延性增加。由以上分析可知,采用填充抗震墻加固后,框架結(jié)構(gòu)水平承載力大幅度提高,耗能