寧 寧，屈文俊，朱 鵬

(同濟(jì)大學(xué)土木工程學(xué)院建筑工程系，200092 上海)

現(xiàn)澆板對(duì)空間框架結(jié)構(gòu)抗震性能影響

寧 寧，屈文俊，朱 鵬

(同濟(jì)大學(xué)土木工程學(xué)院建筑工程系，200092 上海)

為研究現(xiàn)澆板對(duì)框架結(jié)構(gòu)抗震性能的影響，以現(xiàn)澆板的作用為主要研究?jī)?nèi)容，開展了兩個(gè)空間框架模型的水平低周反復(fù)抗震試驗(yàn).通過試驗(yàn)數(shù)據(jù)對(duì)空間框架結(jié)構(gòu)的破壞形態(tài)、承載力、剛度退化過程、滯回特性、變形特點(diǎn)以及耗能能力等抗震性能進(jìn)行分析.結(jié)果表明:現(xiàn)澆板使框架承載力提高而變形能力降低;模型耗能能力變化不大.模型破壞時(shí)由“強(qiáng)柱弱梁”破壞機(jī)制向“強(qiáng)梁弱柱”破壞機(jī)制轉(zhuǎn)變;且由于板的空間作用使承載力退化速度降低而剛度退化加快.模型整體抗震性能良好.

現(xiàn)澆板作用;鋼筋混凝土空間框架;抗震性能

實(shí)際框架結(jié)構(gòu)的抗震性能、破壞過程和受力機(jī)制與不考慮現(xiàn)澆板作用的空框架有差異.目前，國(guó)內(nèi)外對(duì)框架結(jié)構(gòu)的抗震性能試驗(yàn)研究未能充分考慮現(xiàn)澆板的影響［1－5］.為研究現(xiàn)澆板對(duì)框架結(jié)構(gòu)抗震性能的作用，國(guó)內(nèi)外學(xué)者開展了一系列試驗(yàn)與理論研究［6－10］.其中，F(xiàn)ranco 等［6］進(jìn)行了帶現(xiàn)澆板邊節(jié)點(diǎn)的擬靜力對(duì)比試驗(yàn)，Zerbe等［7］對(duì)帶現(xiàn)澆板的邊節(jié)點(diǎn)、中節(jié)點(diǎn)以及平面框架進(jìn)行了試驗(yàn)研究.研究結(jié)果表明:現(xiàn)澆板對(duì)框架的抗震性能有一定影響，并建議了現(xiàn)澆板有效翼緣寬度的取值范圍.但以上研究均未考慮結(jié)構(gòu)的空間作用.本文基于兩個(gè)1∶2.5的空間縮尺框架的低周反復(fù)試驗(yàn)，對(duì)比了帶現(xiàn)澆板與不帶現(xiàn)澆板空間框架的承載能力、剛度退化、延性、變形能力、破壞模式和滯回耗能等抗震性能.

1 試驗(yàn)設(shè)計(jì)

1.1 試驗(yàn)材料

試驗(yàn)采用PO42.5普通硅酸鹽水泥，JC－3型緩凝高效減水劑，砂為普通中砂，天然粗骨料為碎石，連續(xù)級(jí)配，拌合水為自來水.模型分兩批次澆筑，一層與二層混凝土澆筑后28 d力學(xué)性能見表1.柱縱向受力鋼筋采用HRB335級(jí)鋼筋，梁、板受力鋼筋與箍筋采用HPB235級(jí)鋼筋，其中柱鋼筋直徑為10 mm，梁鋼筋直徑為8 mm，現(xiàn)澆板鋼筋及箍筋直徑為6 mm，實(shí)測(cè)鋼筋的屈服強(qiáng)度、極限強(qiáng)度與彈性模量見表2.

表1 混凝土力學(xué)性能

表2 鋼筋力學(xué)性能

1.2 模型設(shè)計(jì)

本次試驗(yàn)共計(jì)兩個(gè)模型:未設(shè)現(xiàn)澆板的空間框架KJ－1與有現(xiàn)澆板空間框架 KJ－2.模型依據(jù)GB50011—2008《建筑抗震設(shè)計(jì)規(guī)范》［11］規(guī)定，按照8度二級(jí)框架結(jié)構(gòu)進(jìn)行配筋和構(gòu)造設(shè)計(jì)，模型一層長(zhǎng)跨角柱、短跨角柱和邊柱的實(shí)際軸壓比分別為0.007、0.006 和 0.012;二層分別為 0.003 5、0.003和0.006.兩個(gè)模型尺寸相同，均采用2跨×1跨“日”字形兩層空間框架結(jié)構(gòu).模型長(zhǎng)4 m，寬1.6 m，高2.88 m.長(zhǎng)邊方向長(zhǎng)跨為2.4 m，短跨1.6 m;短邊方向橫跨1.6 m.柱尺寸 160 mm×160 mm，梁尺寸100 mm×200 mm，現(xiàn)澆板厚50 mm，基礎(chǔ)底座尺寸300 mm×400 mm.模型尺寸及配筋見圖1.

圖1 模型尺寸和配筋

1.3 試驗(yàn)方法和加載制度

試驗(yàn)在同濟(jì)大學(xué)建筑結(jié)構(gòu)試驗(yàn)室進(jìn)行.參考JG101—96《建筑抗震試驗(yàn)方法規(guī)程》規(guī)定，本次試驗(yàn)采用擬靜力試驗(yàn)方案.為防止模型發(fā)生平面外扭轉(zhuǎn)，采用兩個(gè)油壓千斤頂在框架頂層同步施加水平低周反復(fù)荷載，加載見圖2.為保證KJ－1和KJ－2質(zhì)量相同，試驗(yàn)前在KJ－1各個(gè)梁上堆載以模擬施加現(xiàn)澆板重量.

圖2 模型加載裝置

試驗(yàn)采用位移控制加載，正式試驗(yàn)前采用±2 mm(0.05%位移角)預(yù)加載，以測(cè)試應(yīng)變片等儀器是否正常工作.

正式試驗(yàn)時(shí)位移由±3 mm(0.1%)—±6 mm(0.2%)—±9 mm(0.3%)—±12 mm(0.4%)—±17 mm(0.6%)—±23 mm(0.8%)—±29 mm(1%)—±36 mm(1.25%)—±43 mm(1.5%)—±58 mm(2%)—± 72 mm(2.5%)—± 86 mm(3%)—±101 mm(3.5%)—±110 mm(4%)—±120 mm(4.2%)，每級(jí)位移循環(huán)3次.試驗(yàn)過程中加卸載速度保持勻速.

1.4 測(cè)點(diǎn)布置和量測(cè)內(nèi)容

試驗(yàn)采用YHD型位移計(jì).為量測(cè)模型平面內(nèi)外側(cè)移大小、梁柱轉(zhuǎn)角和直交梁扭轉(zhuǎn)，KJ－1共布置13個(gè)位移計(jì)，KJ－2共布置17個(gè)位移計(jì)，其中在基礎(chǔ)底座的位置布置位移計(jì)，用于測(cè)量底部滑移.

用于量測(cè)梁、柱及板中鋼筋等應(yīng)變變化情況的電阻應(yīng)變片規(guī)格為B×120－5AA，格柵為50×3.混凝土應(yīng)變片規(guī)格B×120－50AA，用以量測(cè)現(xiàn)澆板混凝土應(yīng)變變化情況.

2 試驗(yàn)結(jié)果與分析

2.1 破壞形態(tài)和破壞機(jī)制

1)破壞形態(tài).KJ－1模型在加載初期(±3 mm)未出現(xiàn)開裂現(xiàn)象，隨著加載進(jìn)行，當(dāng)達(dá)到±6 mm時(shí)，一層在短跨角柱柱腳和各個(gè)梁端受拉區(qū)混凝土開裂，裂縫寬度約為0.2 mm.此時(shí)，模型滯回曲線包圍面積狹小，模型基本上處于彈性工作階段.隨著水平位移的不斷增加，梁、柱端混凝土不斷出現(xiàn)新裂縫，裂縫寬度逐漸增大，開裂現(xiàn)象明顯.當(dāng)達(dá)到1.5%～2%(43～58 mm)層間位移角時(shí)，裂縫基本出齊，并不斷擴(kuò)大.±58 mm時(shí)可聽到較清晰混凝土破碎聲音，一層邊節(jié)點(diǎn)節(jié)點(diǎn)核心區(qū)出現(xiàn)斜裂縫.當(dāng)?shù)竭_(dá)加載階段末期時(shí)，一層角節(jié)點(diǎn)混凝土保護(hù)層脫落，柱腳混凝土受壓破壞，鋼筋屈服(圖3).KJ－1模型一層各個(gè)梁端鋼筋全部屈服，混凝土開裂較大(圖4)，呈明顯的“強(qiáng)柱弱梁”破壞機(jī)制.

KJ－2模型在試驗(yàn)初期時(shí)混凝土的開裂、擴(kuò)展過程與KJ－1模型相似，但梁端裂縫明顯減少，柱端裂縫明顯增多，且現(xiàn)澆板中出現(xiàn)平行于短跨方向的細(xì)裂縫與斜裂縫.隨著加載進(jìn)行，當(dāng)達(dá)到±43 mm～±58 mm時(shí)，梁、柱裂縫基本出齊，節(jié)點(diǎn)核心區(qū)同時(shí)出現(xiàn)斜裂縫.±58 mm時(shí)可聽到較清晰混凝土破碎聲音，梁柱裂縫加寬，隨后現(xiàn)澆板已有裂縫加寬并不斷出現(xiàn)新裂縫(圖5).由于現(xiàn)澆板鋼筋受拉，使得直交梁梁端扭轉(zhuǎn)裂縫明顯(圖6).最終，模型一層柱腳混凝土受壓豎向開裂，鋼筋屈服，一層角節(jié)點(diǎn)側(cè)面混凝土保護(hù)層脫落.對(duì)比KJ－1與KJ－2模型的最終破壞形態(tài)，KJ－2最終破壞時(shí)二層邊柱底部鋼筋屈服，混凝土開裂較大，且邊節(jié)點(diǎn)兩側(cè)梁端裂縫較KJ－1 少.KJ－1 與KJ－2 混凝土裂縫分布情況見圖7.

兩框架加載全過程，平面外位移計(jì)讀數(shù)均很小，表明框架扭轉(zhuǎn)現(xiàn)象不明顯，可忽略.

圖3 柱腳混凝土破壞形態(tài)

圖4 梁端塑性鉸

圖5 現(xiàn)澆板裂縫

圖6 KJ－2直交梁扭轉(zhuǎn)裂縫

2)破壞機(jī)制.KJ－1、KJ－2的塑性鉸位置見圖8.對(duì)比兩個(gè)模型的最終破壞形態(tài)，KJ－1的破壞形態(tài)為“強(qiáng)柱弱梁”模式，塑性鉸首先在梁端出現(xiàn)，最后形成梁鉸機(jī)制破壞，但是柱腳破壞是不可避免的，而且一旦柱腳塑性鉸出現(xiàn)，其發(fā)展比梁鉸快.有現(xiàn)澆板的KJ－2柱端塑性鉸明顯增多，其中一層的兩根柱出現(xiàn)了兩端塑性鉸的破壞形態(tài).說明由于現(xiàn)澆板的存在，使整個(gè)結(jié)構(gòu)由“強(qiáng)柱弱梁”破壞機(jī)制轉(zhuǎn)向“強(qiáng)梁弱柱”的破壞機(jī)制.二層柱頂破壞嚴(yán)重，而頂層梁端鋼筋屈服和塑性鉸出現(xiàn)與發(fā)展比較遲緩，這主要是由于水平加載裝置使柱頂形成局部應(yīng)力集中造成的［1］.

圖7 裂縫分布

圖8 塑性鉸位置

2.2 滯回耗能能力

滯回曲線反映了在低周反復(fù)試驗(yàn)中，水平作用力與側(cè)移之間關(guān)系曲線.它是進(jìn)行抗震設(shè)計(jì)的重要依據(jù).KJ－1、KJ－2在低周反復(fù)荷載作用下的P－Δ滯回曲線見圖9、10.

1)在試驗(yàn)加載初期(±6 mm)，模型滯回環(huán)包圍面積狹小，力和位移基本上呈直線變化.剛度退化不明顯，結(jié)構(gòu)的耗能較低.

2)結(jié)構(gòu)進(jìn)入彈塑性階段后，滯回曲線呈弓形，曲線趨向豐滿，耗能能力加強(qiáng).對(duì)比現(xiàn)澆板作用對(duì)滯回曲線的影響:兩框架滯回曲線的形狀基本相似;KJ－2滯回環(huán)所包圍面積較KJ－1增大，表明KJ－2較KJ－1耗能增大.

3)隨著循環(huán)次數(shù)的加大，模型耗能能力不斷增強(qiáng)，在每一級(jí)位移階段，后一次循環(huán)都較前一次的荷載低，說明剛度和強(qiáng)度由于損傷累積的影響而不斷下降.

圖9 KJ－1的滯回曲線

圖10 KJ－2的滯回曲線

2.3 骨架曲線

KJ－1與KJ－2的骨架曲線見圖11.

圖11 框架骨架線

1)在低周反復(fù)荷載作用下，KJ－1與KJ－2骨架線上均有明顯的開裂點(diǎn)，屈服點(diǎn)、最大荷載點(diǎn)和極限位移點(diǎn);模型經(jīng)歷了彈性、彈塑性和極限破壞三個(gè)階段.

2)對(duì)比現(xiàn)澆板作用對(duì)兩框架骨架線的影響，KJ－1與KJ－2骨架曲線形狀基本相同，KJ－2的承載力明顯高于KJ－1，且峰值點(diǎn)后KJ－2的強(qiáng)度降低速度較KJ－1緩和.

從骨架曲線可得出，由于KJ－2的基底剪力較KJ－1提高，在層間側(cè)移角2%(58 mm)時(shí)，KJ－2的基底剪力是KJ－1的1.14倍.基底剪力的增大使一層各柱剪力增大，從而導(dǎo)致柱端彎矩的增大，使KJ－2底層柱端更容易出現(xiàn)塑性鉸.建議設(shè)計(jì)中增大底層柱配筋，保證實(shí)現(xiàn)“強(qiáng)柱弱梁”破壞機(jī)制.

2.4 特征荷載與特征位移

模型的屈服荷載Py與峰值荷載Pmax見表3.其中模型屈服荷載的大小按能量等值法來確定.KJ－2的屈服荷載較KJ－1提高13.7%，峰值荷載提高15.2%.表明現(xiàn)澆板的存在較明顯地提高了框架承載力.

模型屈服位移Δy和峰值位移Δmax(峰值荷載對(duì)應(yīng)的位移)見表3.KJ－2的屈服位移較KJ－1降低16.7%，峰值位移KJ－2較KJ－1降低2.2%.采用位移延性系數(shù)μ=Δmax/Δy與極限位移角Rmax=Δmax/H來反映結(jié)構(gòu)延性的大小 (H為模型高度).計(jì)算結(jié)果表明，兩框架均具有良好延性;兩框架的極限位移角分別為1/35和1/36，說明KJ－1的變形能力略優(yōu)于KJ－2，兩框架均具有良好的變形能力.

表3 特征位移與特征荷載

2.5 剛度退化曲線

在低周反復(fù)抗震試驗(yàn)中，當(dāng)模型屈服以后，隨著側(cè)移增加，模型剛度也逐步降低.為了考察框架在低周反復(fù)荷載作用下的剛度退化情況，本文采用每級(jí)加載過程中，第一次循環(huán)所對(duì)應(yīng)的割線剛度來表示模型剛度退化特性.KJ－1、KJ－2剛度退化曲線見圖12.

對(duì)比兩框架剛度退化曲線，KJ－2初始剛度較KJ－1增大74.6%(正向)與119.2%(負(fù)向)，說明現(xiàn)澆板的存在增大了結(jié)構(gòu)整體剛度.模型剛度隨側(cè)移增加而降低，其退化趨勢(shì)基本接近，當(dāng)達(dá)到試驗(yàn)加載末期，兩框架剛度基本相同.

圖12 剛度退化曲線

2.6 耗能能力

評(píng)價(jià)結(jié)構(gòu)的滯回耗能能力一般采用荷載 －位移曲線包絡(luò)的圖形面積來衡量，滯回曲線包絡(luò)線越飽滿，則模型的耗能能力越強(qiáng)，其抗震性能越好.現(xiàn)代工程抗震中，采用等效粘滯阻尼比he來判斷構(gòu)件的耗能能力.

式中:S(ΔABC+ ΔCDE)、S(ΔOBG+ ΔODF)對(duì)應(yīng)的面積見圖13.

按式(1)計(jì)算兩框架在不同側(cè)移下的he變化趨勢(shì)見圖14.模型在加載初期，he都較低，隨著側(cè)移不斷增加，he呈非線性遞增.最終，he均超出0.2，表明鋼筋混凝土框架結(jié)構(gòu)具有良好的滯回耗能能力.對(duì)比現(xiàn)澆板對(duì)耗能能力的影響，兩框架的he相差不大，考慮現(xiàn)澆板作用對(duì)結(jié)構(gòu)整體滯回耗能影響不大.

圖13 耗能能力定義

圖14 等效粘滯阻尼比

2.7 側(cè)移曲線

通過布置在每層的位移計(jì)測(cè)得數(shù)據(jù)，對(duì)比KJ－1、KJ－2在 0.1%，1%和 2%位移角下的整體側(cè)移曲線見圖15.模型沿豎向的側(cè)移具有很好的連續(xù)性;兩個(gè)模型側(cè)移曲線的形狀基本相同，現(xiàn)澆板對(duì)框架側(cè)移曲線的形狀影響不大.

圖15 側(cè)移曲線

對(duì)比模型在2%位移角下一層與二層層間位移的大小:其中 KJ－1一層平均層間位移為28.2 mm，二層平均層間位移為31.9 mm;KJ－2一層層間位移為 29.5 mm，二層層間位移為32.4 mm;其層間位移角均滿足規(guī)范關(guān)于框架結(jié)構(gòu)彈塑性層間位移角限值1/50［11］的規(guī)定.

3 結(jié) 論

1)現(xiàn)澆板對(duì)框架破壞機(jī)制有一定影響，KJ－1為梁鉸破壞機(jī)制;KJ－2轉(zhuǎn)為梁柱混合鉸破壞機(jī)制，且一層部位兩根柱端均出現(xiàn)塑性鉸;由于現(xiàn)澆板的存在，KJ－2直交梁發(fā)生扭轉(zhuǎn)，扭轉(zhuǎn)裂縫集中在約一倍梁高范圍.

2)現(xiàn)澆板的存在改善了模型的整體性能與承載力，KJ－2峰值荷載較 KJ－1有明顯提高.KJ－2滯回曲線與KJ－1相似，但滯回環(huán)包絡(luò)面積增大.

3)現(xiàn)澆板對(duì)模型剛度有明顯影響，KJ－2的初始剛度較KJ－1有較大提高，但二者剛度退化趨勢(shì)相似，且接近破壞時(shí)，二者剛度相差不大.

4)現(xiàn)澆板的存在降低了結(jié)構(gòu)的變形能力，KJ－2變形系數(shù)小于KJ－1.對(duì)比現(xiàn)澆板對(duì)模型耗能能力的影響，兩框架相差不大，均有良好耗能能力.

5)兩個(gè)模型側(cè)移曲線的形狀基本相同，現(xiàn)澆板對(duì)框架側(cè)移曲線的形狀影響不大.

6)在抗震設(shè)計(jì)中，宜增大底層柱配筋，建議在規(guī)范規(guī)定的基礎(chǔ)上增大15%;同時(shí)應(yīng)考慮現(xiàn)澆板受拉有效翼緣寬度范圍內(nèi)的板筋參與梁端受彎，并將柱端彎矩增大系數(shù)η值提高20%，以確保形成“強(qiáng)柱弱梁”破壞機(jī)制.

7)影響框架結(jié)構(gòu)“強(qiáng)柱弱梁”的其他因素如填充墻、軸壓比等仍有待進(jìn)一步研究.

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Effect of cast in-situ slabs on seismic performance of spatial RC frames

NING Ning，QU Wenjun，ZHU Peng
(Department of Building Engineering，College of Civil Engineering，Tongji University，200092 Shanghai，China)

To study the affection of cast in-situ slabs in RC frames during earthquakes，this paper presents a low cyclic loading test for two spatial RC frames.The failure pattern，loading carrying capacity，stiffness degradation，deformation characteristic and energy dissipation capacity are experimentally studied.Research findings indicate that the loading carrying capacity of the frame with cast in-situ slabs increase and the deformation capacity decrease.However，the energy dissipation capacity changes slightly.The failure patterns of the frame with cast in-situ slabs changes from“strong column weak beam failure”to the“strong beam weak column”.The degradation of loading carrying capacity decreases and the stiffness degradation increases due to the effect of slabs.All the frames exhibit good seismic performance.

cast in-situ slabs;spatial RC frames;seismic performance

TU375.3

A

0367－6234(2014)02－0072－06

2013－03－27.

國(guó)家科技支撐計(jì)劃(十一五)項(xiàng)目(2006BAJ03A07－04).

寧 寧(1982—)，女，博士研究生;

屈文俊(1958—)，男，教授，博士生導(dǎo)師.

屈文俊，quwenjun.tj@#edu.cn.

(編輯 趙麗瑩)