設置型鋼混凝土端柱短肢剪力墻的抗震性能試驗研究★

李泉江，謝 華，黃海波

(廣西建設職業(yè)技術學院,廣西 南寧 530004)

短肢剪力墻結構近年來在高層住宅建筑中得到了越來越廣泛的應用?；谝延醒芯靠芍?短肢剪力墻由于受到材料強度和結構抗震性能的限制,相對于普通剪力墻存在承載力低、延性不足等缺點,這也限制了短肢剪力墻更為廣泛的應用。國內外研究人員也對其進行了大量的改進工作,通過在短肢剪力墻內加置型鋼,設置暗撐來改善其力學性能,研究表明這樣的改進在一定程度上取得了良好的效果[1-2]。這也同時給了我們啟示,筆者將核心型鋼管混凝土應用到短肢剪力墻結構中,提出一種新型短肢混凝土剪力墻結構。短肢剪力墻結構中設置短柱的同時,在端柱中設置型鋼,以期提高短肢剪力墻的承載力,增加其延性,改善其抗震性能[3]?；谝陨蠘嬎?按照常規(guī)尺寸比例的1/2,制作了2個帶有不同型鋼混凝土端柱的短肢剪力墻試件,通過低周反復循環(huán)荷載試驗,對結構的破壞過程、破壞形態(tài)、滯回特性、骨架曲線、承載能力、延性及耗能等多方面進行分析,以期評估其抗震性能[4-5]。

1 試驗概況

1.1 試件設計

2個試件編號分別為SW-1,SW-2。2個試件均為帶端柱的短肢剪力墻組合結構,外形尺寸一致。兩個試件的配鋼率相同,SW-1端柱內采用矩形鋼管,SW-2采用工字拼合形型鋼,其中工字拼合形型鋼由一個矩形鋼管割開后焊接而成,截面積與矩形鋼管相等。試件的配鋼情況詳見圖1,圖2。

配鋼情況見表1,表2。

表1 試件配鋼情況 %

表2 鋼材性能指標

1.2 加載與測試方案

試驗采用低周反復循環(huán)加載方式,由電液伺服加載系統(tǒng)完成加載。試驗采用懸臂柱式加載裝置,試件通過兩塊鋼夾板來連接電液伺服系統(tǒng)作動器與試件的加載梁,同時在加載梁的頂部幾何中心處通過千斤頂施加豎向軸壓力,加載示意圖見圖3。加載試驗開始后,人工測繪裂縫,數據系統(tǒng)采集試件水平位移及荷載,并對鋼管、鋼筋的應變進行記錄。

加載過程中,對試件需要測量的應變有:矩形鋼管水平環(huán)向、豎向應變、工字拼合形型鋼豎向應變、墻板分布鋼筋應變及混凝土的變形。在距墻肢底部5 cm,25 cm,65 cm高度處布置應變測點,混凝土應變設在基礎梁底面往上5 cm處,測點布置示意圖如圖4所示。

2 受力過程

本次試驗的加載過程為:試件首先以0.2 mm為步長進行正向加載,直至受拉區(qū)出現(xiàn)第一條裂縫,停止正向加載,退回零點,再以0.2 mm為步長進行反向加載,觀察試件的另一側出現(xiàn)受拉裂縫為止,此時完成開裂階段加載。而后,試件以0.2 mm為步長從位移為零重新開始加載,直至試件屈服。試件屈服后,繼續(xù)進行低周反復循環(huán)加載,每級循環(huán)三次,加載位移以屈服位移的整數倍進行,直至試件破壞。

2.1 試件 SW-1

在試驗過程中,對應荷載值為339 kN時,在左側端柱距離底部25 cm左右處出現(xiàn)第一條受拉水平裂縫,方鋼管受拉端的豎向平均拉應變值為133.86×10-6,平均拉應力為25.70 N/mm2,可以看出混凝土開裂后,部分混凝土退出受拉工作,型鋼應力增大較快;將試件位移退回零位,當負向位移加載達到-1.4 mm,其對應荷載值為-290 kN時,在離基礎根部約23 cm右側端柱出現(xiàn)第一條反向裂縫。繼續(xù)實施正向加載,當正向位移達到3.8 mm時,中間腹板左側出現(xiàn)第一條向下發(fā)展的斜裂縫;反向加載過程中,在到達-3.6 mm時,試件第二條斜裂縫出現(xiàn)在中間腹板右側,延伸與第一條斜裂縫呈交叉狀。當正向加載到5.4 mm時,此時型鋼屈服;反向加載到-5.6 mm時,反向受拉端端柱內型鋼屈服。直至屈服階段加載結束,左右兩邊的裂縫大體對稱,兩側端柱的裂縫多于中間腹板出現(xiàn)的裂縫,其開裂區(qū)也相對要高。裂縫開展圖如圖5所示。

試件屈服后,試件以Δ=5.5 mm的整數倍逐級遞增加荷載,在1Δ和2Δ位移控制作用下,每級循環(huán)3次,試件斜裂縫增多,兩邊端柱底部混凝土局部有輕微損壞。在3Δ位移循環(huán)控制作用下,混凝土被分割成菱狀,上部腹板裂縫交叉呈X形;端柱底部局部被壓碎。在4Δ位移循環(huán)控制作用下,中部斜裂縫貫通,兩側端柱根部混凝土剝落現(xiàn)象越來越嚴重。在5Δ位移循環(huán)控制作用下,受壓區(qū)混凝土破壞嚴重,根部混凝土被壓潰,沿著兩側端柱的豎向斜裂縫大塊脫落,鋼筋外露,呈屈曲狀態(tài);隨著循環(huán)次數的增加,中間腹板混凝土也開始不斷掉落。最后,方鋼管被壓鼓,試件承載力降到極限承載力85%以下,試件破壞,試驗加載過程結束。

2.2 試件 SW-2

在試驗過程中,對應荷載值為260 kN時,試件左側端柱在底部出現(xiàn)水平開裂,裂縫長約20 cm;此時方鋼管受拉端的豎向平均拉應變值為85.87×10-6,平均拉應力為16.49 N/mm2,可以看出混凝土開裂后,部分混凝土退出受拉工作,型鋼應力增大。將試件位移退回零位,對應水平荷載值為-210 kN時,在右側端柱底部出現(xiàn)第一條水平反向裂縫,裂縫長約10 cm。此時方鋼管受拉端的豎向平均拉應變值為87.45×10-6,平均拉應力為16.79 N/mm2,反向受拉區(qū)混凝土開裂后,部分混凝土退出受拉工作,型鋼應力增大。當對應水平荷載值為317 kN時,左側邊緣構件出現(xiàn)貫通整個端柱的橫向裂縫,同時原有裂縫進一步發(fā)展;隨著位移值的增大,裂縫數目、長度、寬度也都在不斷擴展;位移值達到+4.2 mm時,試件中部腹板區(qū)開始出現(xiàn)斜向裂縫;反向加載過程中,試件裂縫發(fā)展情況基本與正向加載時對稱。

試件以屈服位移的整數倍進行的低周反復循環(huán)加載試驗,在1Δ,2Δ位移循環(huán)控制作用下,邊緣構件原有裂縫開始與中間腹板裂縫連通,且開裂的位置沿試件高度上升到試件腹板的頂部;中間腹板左右兩邊的斜裂縫開始交匯,逐漸織成網狀,右側端柱底部混凝土出現(xiàn)輕微損壞。在3Δ位移循環(huán)控制作用下,試件邊緣構件距底部約10 cm處,混凝土開始有少量剝落,局部破壞已經開始;同時,裂縫迅速發(fā)展,新裂縫大量增加,兩邊端柱出現(xiàn)兩條很明顯的豎向裂縫;中間腹板斜裂縫交叉呈密集的菱形塊。在4Δ位移循環(huán)控制作用下,局部破壞區(qū)開始擴大,試件端柱底部混凝土被壓碎剝落逐漸嚴重,此時裂縫已布滿整個試件,中間腹板距底部約50 cm處混凝土開始脫落,端柱混凝土繼續(xù)遭到破壞,端柱內箍筋已外露。最后,端柱內型鋼壓曲,試件承載力降到極限承載能力的85%以下,試件破壞,試驗加載過程結束。

3 主要試驗結果與分析

3.1 破壞形態(tài)

試件的破壞形態(tài)如圖5所示。

通過對兩個試件的受力過程進行分析,可以發(fā)現(xiàn):1)兩個試件的受力過程均經歷了未裂階段、裂縫階段和破壞階段三個階段。2)在試件開裂時,試件底部橫截面的混凝土的豎向應變分布曲線與線性分布有一定的偏離,但偏離的程度不大,可認為基本符合平截面假定。3)兩個試件的破壞形態(tài)均為彎剪破壞。相比之下,非核心型配鋼的試件SW-2的端柱及其腹板的混凝土壓潰和剝離脫落的破壞現(xiàn)象更為嚴重,且SW-1試件可加載至5Δ,而試件SW-2在加載至4Δ時,試件就已喪失承載能力,這說明設置核心型鋼管混凝土端柱可提高試件的后期承載力和變形能力。

3.2 承載能力

2個試件的承載力特征值見表3。

表3 各剪力墻開裂荷載、屈服荷載、極限荷載均值的比較

由表3中各試件的承載力的試驗數據可見:

1)試件SW-1的開裂荷載比試件SW-2的開裂荷載增大了21.08%,這說明短肢剪力墻設置核心型鋼管混凝土端柱較非核心型工字拼合形型鋼混凝土端柱更有效地提高了短肢剪力墻的剛度,從而延緩了短肢剪力墻的開裂[6-8]。

2)經過對比,試件SW-1屈服荷載比試件SW-2提高了5.74%,極限荷載則提高了3.41%,由此可見,在端柱設置鋼管,對提高短肢剪力墻的承載力,延緩短肢剪力墻的屈服也有一定作用,但作用有限。

3)屈服強度與極限強度的比值我們稱之為屈強比,它反映的是結構屈服后期強度的儲備情況。試件SW-1的屈強比為0.80,試件SW-2的屈強比為0.79,其差別不大,由此可以看出,兩種配鋼形式對屈強比,即屈服后期強度儲備的影響差別不大。

3.3 延性與耗能

試件的荷載-墻頂位移滯回曲線如圖6,圖7所示。

從上面兩個試件的p-Δ滯回曲線圖可看出如下特點:

1)兩個試件在荷載反復加載過程中,隨著荷載的增大滯回曲線的斜率和面積逐漸減小,說明試件材料在反復加載過程中發(fā)生了塑性變形,出現(xiàn)損傷,剛度退化。

2)試件SW-1和試件SW-2的滯回曲線都呈弓形,但試件SW-1的滯回曲線要比SW-2的滯回曲線飽滿,同時其最大位移及承載力都比試件SW-2大,這說明設置核心型鋼管混凝土端柱的短肢剪力墻組合結構的后期變形能力強,延性較好,抗震性能優(yōu)于配置非核心型工字型鋼端柱的短肢剪力墻組合結構。試件的骨架曲線如圖8所示。

1)兩個試件骨架曲線由上升段和下降段組成,其中SW-1和SW-2的上升段在P<500 kN之前基本重合。當P>500 kN后,SW-1的曲線分布要高于SW-2,說明試件SW-1的極限承載力、極限位移都比試件SW-2要高,這是由于鋼管與混凝土相互約束,形成約束核心區(qū),對延緩試件的塑性發(fā)展起到很好的作用。

2)兩個試件骨架曲線的下降段有較大差別,SW-1下降段曲線分布較為平緩,由此可見,試件SW-2端柱混凝土因無鋼管的約束作用,剛度下降速度比試件SW-1要快,后期承載能力下降較為迅速,變形能力相對較弱。

兩個試件在各個加載階段的等效黏滯阻尼系數如表4所示。等效黏滯阻尼系數變化圖如圖9所示。

表4 等效黏滯阻尼系數比較

從圖9可以看出試件等效黏滯阻尼系數有如下特點:

1)各試件的等效黏滯阻尼系數均較大,說明設置型鋼混凝土端柱的短肢剪力墻耗能較大。

2)試件SW-1各循環(huán)等效黏滯阻尼系數相加為3.474,要明顯大于試件SW-2的2.65,這說明設置核心型鋼管混凝土端柱的短肢剪力墻的耗能明顯大于非核心型工字拼合形型鋼混凝土端柱短肢剪力墻。屈服位移、極限位移以及延性系數見表5。

表5 屈服位移、極限位移以及延性系數

由表5可以看出:各試件延性系數都較好,特別是試件SW-1的位移延性系數達到5.03,比試件SW-2提高38.2%,也大大優(yōu)于一般鋼筋混凝土抗震結構。這說明由于鋼管的存在,構件承受水平荷載后,隨著位移的增大,鋼管內混凝土的受壓變形也隨之增大,混凝土的橫向變形受到了鋼管的約束作用,這時混凝土處于多向受力狀態(tài),鋼管內混凝土形成受約束的混凝土核心束,提高了混凝土的承載力,結構的變形能力也隨之增強,改善了結構的受力性能。同時,鋼管受到內外混凝土的包裹而受到側限作用,這對于限制鋼管的變形,延緩鋼管被壓曲的時間也起到很好的作用。

3.4 剛度退化分析

通過割線剛度計算公式:

其中,Pi為第i次循環(huán)峰值點的荷載值;Δi為第i次循環(huán)峰值點的位移值。分別計算兩個試件在各級位控循環(huán)下的割線剛度,計算結果如表6所示。

表6 試件在各級位控階段的剛度值 kN/mm

通過以上算得的各試件各循環(huán)的割線剛度,我們可以得到如圖10所示的剛度退化曲線圖。

通過分析剛度退化曲線圖,我們可以發(fā)現(xiàn):

1)試件剛度退化規(guī)律基本一致,循環(huán)加載前期退化的速度較快,后期則隨著位移的增大,剛度衰減速度有所減小。

2)試件SW-1的剛度始終比SW-2要大,這說明設置核心型鋼管混凝土端柱不僅有利于提高結構的整體剛度,而且還能延緩結構的剛度衰減速度,這對抗震非常有利。

4 結論

通過對模型的抗震試驗研究,得到了以下主要結論:

1)設置型鋼端柱的短肢剪力墻組合結構的破壞形態(tài)都為彎剪型破壞。

2)比較2個試件的開裂荷載、屈服荷載和極限荷載的數值,設置核心型鋼管混凝土端柱的短肢剪力墻的數值要高于拼合形型鋼混凝土端柱的短肢剪力墻。

3)設置核心型鋼管混凝土端柱的短肢剪力墻組合結構強度衰減要比非核心型工字拼合形型鋼混凝土端柱的短肢剪力墻組合結構緩慢。

4)由于鋼管的存在,形成的混凝土核心束不僅有利于提高結構的整體剛度,而且還能延緩構件的剛度衰減速度,同時斜撐對于延緩結構的剛度衰減也是有利的。

5)設置核心型鋼管混凝土端柱的短肢剪力墻組合結構的延性大大優(yōu)于一般鋼筋混凝土短肢剪力墻結構,同時也要好于非核心型工字拼合形型鋼混凝土端柱的短肢剪力墻組合結構。

設置核心型鋼管混凝土端柱的短肢剪力墻組合結構的承載力得到了顯著的提高,并獲得了較好的延性,提高了短肢剪力墻的綜合抗震性能。到目前為止,要想真正應用到異形截面型鋼短肢剪力墻結構的抗震設計,對于這種新型的短肢剪力墻組合結構相關的一系列試驗研究及理論分析工作,還必須不斷地完善、深入、提高和匯總,使之成為較完整的理論體系。