兩型鋼混凝土梁-角鋼混凝土柱抗震性能試驗研究

分離式層重建是指在不接觸現(xiàn)有建筑及其基礎的情況下，通過外框架在現(xiàn)有建筑上添加一定數(shù)量的新建筑。為保證套建增層過程中既有房屋的正常使用,避免將施工階段荷載傳至原房屋屋蓋,筆者曾提出了“施工階段自承重樓蓋”的思想。作為該思想的延伸,本文提出了一種以型鋼混凝土梁(內(nèi)置H型鋼或工字鋼)作為框架梁、以角鋼混凝土柱為框架柱的新型框架結(jié)構(gòu),如圖1所示。通過在型鋼的下側(cè)掛底模,并以底模為支承設置側(cè)模,可實現(xiàn)在澆筑混凝土過程中由鋼梁承擔梁自重和施工荷載,在使用階段,型鋼混凝土梁與角鋼混凝土柱通過節(jié)點形成外套框架共同承擔新增荷載。當豎向荷載較大時,對框架梁施加預應力,可控制梁裂縫寬度和豎向變形。為研究此類框架的抗震性能,本課題組在前期完成了9根剪跨比為3,軸壓比為0.33≤n0≤0.42、鋼板箍配箍率為1.18%≤ρsv≤2.09%的角鋼混凝土柱的水平低周反復荷載試驗,探討了剪跨比、軸壓比和配箍率對角鋼混凝土柱抗震性能的影響,并建立了相應的M-?恢復力模型。此外,同濟大學完成了4根預應力和非預應力鋼骨混凝土梁的低周反復荷載試驗,建立了預應力鋼骨混凝土梁的M-?恢復力模型。山東建筑大學對梁柱均為實腹式構(gòu)件的型鋼混凝土框架進行了水平低周往復荷載試驗,積累了寶貴資料。雖然前期工作及相關(guān)資料已對相關(guān)構(gòu)件及框架進行了研究,但針對本文提出的這種新型框架,仍然存在問題和特點:首先,這種新型框架的框架梁為內(nèi)置實腹型鋼的構(gòu)件,框架柱為內(nèi)置空腹角鋼骨架的構(gòu)件,其整體抗震性能未見相關(guān)報道;其次,套建框架的底層柱較高,梁跨度與套建結(jié)構(gòu)底層層高之比小;再次,角鋼混凝土柱是將勁性角鋼置于柱中代替縱向鋼筋骨架,角鋼骨架對柱裂縫分布與開展的影響也尚未見研究報道。基于以上問題,為探索此類套建增層框架在地震區(qū)應用的可能性,本文開展了兩榀型鋼混凝土梁-角鋼混凝土柱框架在水平低周反復荷載作用下的抗震性能試驗,其研究結(jié)果可為此類框架在抗震設防區(qū)的推廣應用提供技術(shù)參考。1試驗總結(jié)1.1預應力筋及節(jié)點的制作試驗共制作兩榀型鋼混凝土梁-角鋼混凝土柱框架SRCF和PSRCF。兩榀框架的配筋構(gòu)造如圖2所示。為能體現(xiàn)套建框架底層柱較高這一情況,試件設計中參考了套建框架的底層相關(guān)數(shù)據(jù),取柱剪跨比為5,軸壓比為0.1。試件設計中遵循了“強柱弱梁,強節(jié)點弱構(gòu)件”的設計原則。預應力筋采用1670級?s5的鋼絲,并采取曲線布置形式。波紋管采用直徑為?33的塑料波紋管,并在張拉完預應力筋之后灌漿。在施工過程中每榀框架的混凝土均分兩次澆筑,第一次澆筑時,將混凝土從地梁底部澆筑至框架柱標高為+2500mm處,第二次澆筑剩余部分。待混凝土全部澆筑完畢,且梁混凝土強度達到設計等級值的75%時張拉預應力筋。節(jié)點為框架結(jié)構(gòu)的關(guān)鍵部位,其設計是在參照文獻的基礎上,對框架梁內(nèi)部對稱布置的工字鋼采用兩側(cè)加焊型鋼錨腳的方式來保證梁內(nèi)工字鋼在節(jié)點內(nèi)不發(fā)生黏結(jié)滑移破壞,如圖1所示。試件設計中,為保證梁內(nèi)縱筋不穿越角鋼,且便于混凝土的振搗,將縱筋置于鋼梁上下側(cè),而此時梁縱筋在節(jié)點內(nèi)穿越了型鋼錨腳,故又對型鋼錨腳采用加勁肋進行加強,如圖2(a)及2(b)中的5?5ˉˉˉˉˉˉˉ5-5ˉ和6?6ˉˉˉˉˉˉˉ6-6ˉ所示。圖3為預應力筋線形,圖4為成型后的試件。1.2墩頭錨具錨固的張拉端及錨固端應變預應力筋采用一端張拉,張拉控制應力σcon=0.75fptk=1252N/mm2。張拉端及錨固端用墩頭錨具錨固。在靠近錨固端的預應力鋼絲上粘貼電阻應變片,用靜態(tài)應變采集儀實測預應力鋼絲的應變。經(jīng)推算,框架梁中預應力筋的有效預應力值σpe=1199N/mm2。1.3針筋、hrb335試件內(nèi)的工字鋼、角鋼和鋼板均為Q235,縱筋為HRB335級,箍筋為HPB235級。表1給出了實測型鋼、鋼板、普通鋼筋的力學性能,表2為預應力筋的力學性能,實測混凝土力學性能見表3。1.4應變片與梁縱筋布置在梁兩端工字鋼上下翼緣及柱底角鋼兩角肢的外側(cè)沿梁柱的長度方向約1.5倍的截面高度范圍內(nèi)均勻布置應變片,梁縱筋應變片僅布置在離柱截面50mm的位置。試驗量測內(nèi)容主要包括:①框架在水平荷載作用下的水平荷載-側(cè)向位移(P-Δ)曲線;②梁柱的塑性鉸區(qū)鋼筋、工字鋼和角鋼的應變。1.5加載試驗加載兩榀框架的加載方案及加載裝置如圖5所示。框架地梁通過8個螺栓固定在靜力臺座上。在框架柱的柱頂和框架梁上使用油壓千斤頂施加豎向荷載,并在試驗過程中保持荷載恒定。水平低周反復荷載通過固定在水平反力架上的拉壓千斤頂沿梁中軸線施加。為使框架在豎向荷載及水平荷載作用下能夠自由水平變位,在施加豎向荷載的油壓千斤頂與反力梁之間設置滾軸裝置。試驗加載現(xiàn)場如圖6所示。圖7為試驗的加載制度,圖7(a)為豎向加載制度,先將豎向荷載加載至設定值的30%,然后卸載到0,再施加荷載至設定值,并在試驗過程中保持恒定;圖7(b)為水平荷載加載制度,水平荷載的施加采用荷載-位移混合控制的加載方法,以試驗中骨架曲線上出現(xiàn)明顯拐點作為試件屈服的標志,在試件屈服前,采用荷載控制分級加載,對應于每個荷載步循環(huán)1次,試件屈服后,采用位移控制,取屈服位移的倍數(shù)進行控制加載,每個荷載步循環(huán)3次。在循環(huán)加載過程中,水平荷載以向右加載為正向,以向左加載為負向。2試驗結(jié)果與分析2.1試驗過程和現(xiàn)象的描述兩榀框架的試驗過程及試驗現(xiàn)象的對比描述如如表4所示。2.2鋼混凝土柱截面屈服特征兩榀框架在梁端、柱端和節(jié)點內(nèi)的裂縫分布如圖8所示。以工字鋼受拉翼緣屈服作為型鋼混凝土梁截面屈服的標志,以受拉角鋼全部屈服作為角鋼混凝土柱截面屈服的標志,通過實測粘貼在梁端和柱端的電阻應變片的數(shù)值,并結(jié)合OpenSees程序可以確定在水平荷載下梁端和柱端出現(xiàn)塑性鉸的順序。兩榀框架的出鉸順序相同,如圖9所示。兩榀框架并未呈現(xiàn)出梁兩端塑性鉸均出現(xiàn)后,再在柱端出現(xiàn)塑性鉸的情況,而是呈現(xiàn)出梁柱塑性鉸間隔出現(xiàn)的情況,這是由于框架柱比較高,在水平推力作用下柱底所承受的彎矩相對較大的緣故。圖10為兩榀框架的最終破壞形態(tài)。2.3荷載-位移關(guān)系和加載剛度兩榀框架的荷載-位移滯回曲線如圖11所示。從滯回曲線可以看出如下幾個特點:(1)在加載初期,荷載-位移曲線明顯地呈現(xiàn)出彈性性質(zhì),殘余變形很小,加卸載基本為線性。隨著荷載的增大,荷載-位移曲線逐漸偏離直線,變形加快,卸載時有一定的殘余變形。當骨架曲線進入非線性后,加載剛度與卸載剛度逐步降低,且降低幅度隨循環(huán)次數(shù)的增加而增大。(2)滯回環(huán)相對飽滿,呈現(xiàn)出梭形特征。水平荷載達到峰值荷載后,相同控制位移下不同循環(huán)的滯回曲線比較接近。(3)兩榀框架的抗側(cè)剛度相差不大,抗震性能相差不多,可見施加預應力可減小梁高,而對抗震性能影響不大。兩榀框架的骨架曲線如圖12所示。2.4能量耗散系數(shù)e圖13給出了兩榀框架的耗能能力對比。從該圖可以看出,兩榀框架的能量耗散系數(shù)E均隨著位移的增加而增大,在位移較小的時候,兩榀框架的耗能均較小,差別不大。隨著位移的增加,非預應力框架的耗能能力略高于預應力框架。2.5剛性退化圖14為兩榀框架的割線剛度隨位移的變化曲線。從圖中可以看出,隨著位移的增加,兩榀框架的割線剛度均逐步減小,剛度退化曲線較為接近。2.6荷載作用下的水平位移圖15給出了試件在每次經(jīng)歷最大水平位移后卸載時所對應的殘余變形率(Δ0/Δu),圖中Δu和Δ0分別為水平荷載作用下每次經(jīng)歷的最大水平位移及其卸載后的水平位移。可以看出,除了正向Δ≈27mm外,普通框架水平荷載卸載后的殘余變形均比預應力框架大,說明預應力結(jié)構(gòu)有相對較強的變形恢復性能。3框架梁、柱受力破壞特征本文采用非線性程序OpenSees對兩榀試驗框架進行低周反復加載的滯回全過程分析。框架梁、柱在受力過程中符合平截面假定;預應力筋、非預應力筋、型鋼與混凝土之間有可靠黏結(jié);構(gòu)件的受彎破壞先于受剪破壞;不發(fā)生節(jié)點破壞;不考慮混凝土收縮、徐變影響。3.1階段轉(zhuǎn)換:預應力框架的轉(zhuǎn)換文獻論述了預應力的兩階段原理:第一階段為由張拉到預應力筋有效預應力σpe的建立,這一階段視預應力筋為能動的作用者,將端部預加力及由預應力引起的結(jié)間等效荷載作為外荷載來對待;第二階段是當預應力過程結(jié)束后,預應力筋的強度fp0.2中高于有效預應力σpe的富余部分又像普通鋼筋一樣被動地提供抗力,作為材料來對待。將第二階段作為材料的預應力筋命名為“第二階段預應力筋”,則通過這種轉(zhuǎn)換關(guān)系,預應力框架可轉(zhuǎn)化為如圖16所示含有“第二階段預應力筋”的非預應力框架分別在兩個階段下荷載的疊加。轉(zhuǎn)換后的非預應力框架中“第二階段預應力筋”的本構(gòu)關(guān)系的原點則為原預應力鋼筋本構(gòu)關(guān)系上的有效預應力點(圖20)。3.2梁、柱節(jié)點的設置兩榀框架試件均為單層單跨框架,可以離散為梁、柱這兩類基本構(gòu)件,并在可能出現(xiàn)塑性鉸的位置以及柱變截面位置設置單元節(jié)點。兩榀框架模型的單元節(jié)點布置及截面劃分如圖17所示。3.3約束混凝土模型混凝土受壓應力-應變關(guān)系曲線采用Kent-Park模型,該模型由拋物線的上升段和直線的下降段組成,如圖18所示。對于梁柱截面的保護層混凝土,采用無約束的混凝土模型,核心區(qū)采用約束混凝土模型(圖17)。相同面積下鋼板箍的約束要比普通箍筋強,梁內(nèi)型鋼也會對混凝土有約束作用,為簡化分析,將鋼板箍視為等面積的普通箍筋來對待,同時不考慮梁內(nèi)型鋼對混凝土的約束作用。混凝土受拉對結(jié)構(gòu)受力影響較小,可不予考慮。角鋼、鋼板箍、H型鋼及鋼筋選取較常用的雙線性隨動強化模型(圖19),強化段剛度取為0.01Es,該模型考慮了Bauschinger效應。依據(jù)兩階段原理,“第二階段預應力筋”采用如圖20所示的本構(gòu)關(guān)系:骨架曲線分為彈性段和屈服段,卸載和再加載曲線為直線,其斜率為初始彈性模量,再加載時應力不得超越骨架曲線。3.4模型的偏差及對策圖21為OpenSees計算與試驗所得滯回曲線的比較,可以看出,計算曲線與試驗曲線在最大承載力、剛度退化及滯回環(huán)形狀等方面總體吻合,但仍存在一些差別,其原因主要表現(xiàn)在以下幾個方面:(1)骨架曲線的計算結(jié)果比實測結(jié)果大。對鋼筋混凝土框架,在試驗過程中一般不會發(fā)生側(cè)向失穩(wěn)破壞,可不必設置側(cè)向支撐。而本文試驗中未設置側(cè)向支撐,且梁柱相對較柔,可能造成在水平加載過程中框架略向平面外偏移,從而使試件的實測結(jié)果略有降低。(2)計算滯回曲線的軟化段與實測曲線有一定差別。這是由于模擬中鋼材采用了雙線性隨動強化模型,并采用圓弧曲線過渡其軟化段,從而使理論計算曲線的再加載剛度與試驗曲線有所偏差。(3)模擬中將鋼板箍視為截面面積相等的普通約束箍筋,也未考慮梁內(nèi)型鋼對混凝土的約束作用,都可能導致計算結(jié)果與試驗結(jié)果有一定的偏差。總體而言,OpenSees的計算結(jié)果還是能滿足工程要求的,可為下一步的參數(shù)分析提供理論基礎。4預應力構(gòu)件模型為進一步研究此類框架的抗震性能,本文從柱長細比β、柱軸壓比n0、柱含鋼率ρa、梁型鋼截面抵抗矩Wss、梁縱筋配筋率ρs及預應力度λ等方面對框架的P-Δ骨架曲線進行考察。其中預應力度λ按如下公式計算:λ=Apfp0.2hpApfp0.2hp+Assfsshss+Asfyhsλ=Apfp0.2hpApfp0.2hp+Assfsshss+Asfyhs式中:Ap、Ass和As分別為預應力筋、受拉區(qū)型鋼翼緣和受拉區(qū)縱筋面積;fp0.2、fss和fy分別為預應力筋、型鋼翼緣和縱筋屈服強度;hp、hss和hs分別為預應筋受拉型鋼翼緣及受拉縱筋形心至混凝土受壓邊緣的距離。基本條件如下:角鋼混凝土柱截面尺寸為300mm×300mm,對稱布置4個角鋼;型鋼混凝土梁跨度為4000mm,截面為200mm×270mm,工字鋼居中對稱布置,縱筋上下對稱布置;預應力型鋼混凝土梁跨度為4000mm,截面為200mm×230mm,工字鋼居中對稱布置,縱筋上下對稱布置。豎向荷載僅在柱頂施加,不考慮梁上的集中荷載。非預應力框架與預應力框架的抗震性能類似,本文只給出預應力框架的計算結(jié)果。圖22為柱長細比β對P-Δ的影響,隨著柱長細比β的增大,P-Δ曲線峰值荷載減小,峰值荷載對應的位移增加,下降段變平緩。圖23給出了預應力構(gòu)件的軸壓比n0對P-Δ的影響,隨著軸壓比的增大,P-Δ曲線峰值荷載先增大后減小,峰值荷載對應的位移減小,下降段變陡,延性減小。圖24給出了預應力構(gòu)件柱含鋼率ρa對P-Δ的影響,隨著柱配鋼率的增加,骨架曲線的初始剛度略有增大,峰值荷載增加。下降段曲線斜率接近,曲線形狀相同。如圖25所示,隨著梁內(nèi)型鋼截面抵抗矩Wss和配筋率ρs的增加,骨架曲線初始略有增加,峰值荷載提高,峰值荷載對應的位移略有增大,下降段斜率略有減小,延性有增大的趨勢,骨架曲線形狀相似,相同位移下的割線剛度增大。圖26給出了預應力度對滯回曲線的影響,可以看出,由于梁內(nèi)有型鋼的存在,預應力度的增大能略微提高骨架曲線的初始剛度,增大框架水平承載能力。5等效黏滯阻尼驗算結(jié)構(gòu)構(gòu)件耗能性能的好壞是對其抗震性能評價的一個重要依據(jù),而評價結(jié)構(gòu)耗能能力的主要指標為等效黏滯阻尼系數(shù)ξeq。不同類型框架的水平峰值荷載對應的等效黏滯阻尼系數(shù)如表5所示。可以看出,型鋼混凝土梁-角鋼混凝土柱框架耗能能力與梁柱均