裝配疊合式管廊延性耗能機(jī)制研究

楊艷敏，張志新，李子根，葛澤森，徐 冉

吉林建筑大學(xué) 土木工程學(xué)院，長春 130118

0 引言

目前,裝配疊合式綜合管廊越來越受到人們的關(guān)注,國家也大力推廣裝配疊合式綜合管廊,充分顯示了其建筑品質(zhì)高、工期短、施工人員少、勞動生產(chǎn)率高、安全程度高、環(huán)境污染少和建筑形式靈活多樣等優(yōu)勢,可提升建筑的整體質(zhì)量和節(jié)能減排率,促進(jìn)我國建筑業(yè)健康可持續(xù)發(fā)展,符合國家經(jīng)濟(jì)發(fā)展的需求.當(dāng)前對裝配疊合式地下綜合管廊研究較少,研究方向大多集中在靜載試驗(yàn).郭恩棟等[1]人進(jìn)行了典型綜合管廊體系地震響應(yīng)分析,研究了綜合管廊結(jié)構(gòu)響應(yīng)特征,并簡要評價(jià)了其抗震性能.田子玄[2]進(jìn)行了裝配疊合式地下綜合管廊靜載試驗(yàn),得到了在單調(diào)靜力荷載作用下裂縫的開展情況,對破壞現(xiàn)象進(jìn)行了綜合闡述.本文通過對裝配疊合式管廊進(jìn)行研究,得出管廊破壞形態(tài)、耗能能力及延性等結(jié)論,為實(shí)際工程的設(shè)計(jì)及施工提供理論依據(jù).

1 試件設(shè)計(jì)

試驗(yàn)依據(jù)《混凝土結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)規(guī)范》[3](GB 50010-2010)及《建筑抗震設(shè)計(jì)規(guī)范》[4](GB 50011-2010)設(shè)計(jì)裝配疊合式管廊,采用C 40級普通混凝土,混凝土保護(hù)層厚度為34 mm,板厚均為200 mm,管廊頂板800 mm區(qū)間范圍,側(cè)板900 mm區(qū)間范圍,底板1 000 mm區(qū)間范圍內(nèi)布置桁架鋼筋,腋角處配置斜向鋼筋,且在斜向鋼筋上部沿管廊厚度方向設(shè)置通長筋,每個(gè)節(jié)點(diǎn)處沿厚度方向通長放置鋼筋,各板內(nèi)環(huán)筋分綁扎.此裝配疊合式管廊施工工藝為預(yù)制4塊板,以特定施工工藝拼裝,放置斜支撐,自密實(shí)混凝土澆筑剩余部位,養(yǎng)護(hù)成型,采用新型施工工藝制作而成,為后期開展裝配疊合式管廊抗震性能試驗(yàn)研究奠定基礎(chǔ).試件設(shè)計(jì)參數(shù)及配筋分別見表1,表2.

表1 試件設(shè)計(jì)參數(shù)

表2 試件配筋

2 試驗(yàn)方案

加載裝置由四部分組成,分別為水平及豎向加載裝置,底部約束裝置和水平連接裝置組成.水平加載裝置由美國MTS液壓伺服控制系統(tǒng)、反力墻、滑板組成.鋼梁下放有墊塊,每塊墊塊包圍的面積相同,豎向荷載的大小等于上部覆土重量.底部約束裝置用鋼梁和地錨固定,限制水平方向的位移,防止試驗(yàn)過程中水平方向的移動,為限制管廊上翹產(chǎn)生豎向位移,選用預(yù)應(yīng)力鋼絞線進(jìn)行拉結(jié),水平連接裝置是連接水平作動缸和管廊的重要構(gòu)件.試驗(yàn)加載裝置見圖1.

(a)管廊正面

本試驗(yàn)采用位移控制加載.豎向荷載采用4點(diǎn)加荷,試驗(yàn)開始前加載到65 kN,且在試驗(yàn)中維持其不變,在水平正向與負(fù)向分別施加一個(gè)荷載,且兩個(gè)荷載大小相等方向相反.試驗(yàn)前期位移增量為1 mm,當(dāng)位移加載至4 mm后,增量為2 mm,從而消除應(yīng)變率對試驗(yàn)結(jié)果的影響.每級位移循環(huán)2次,當(dāng)試件承載力降至極限承載力的85 %時(shí),試件失效,試驗(yàn)結(jié)束[5].試驗(yàn)加載制度如圖2所示.

圖2 試驗(yàn)加載制度

觀測MTS作動缸的輸出位移,通過IMP數(shù)據(jù)采集系統(tǒng)對其進(jìn)行實(shí)時(shí)采集,自動生成滯回曲線.

3 試驗(yàn)現(xiàn)象及分析

3.1 試件破壞現(xiàn)象

加載位移在0～3 mm級,試件處于彈性階段,加載至位移3 mm級,試件內(nèi)部有微弱的劈裂聲,未產(chǎn)生裂縫;

加載至位移10 mm級,頂部腋角處產(chǎn)生第一條裂縫,方向?yàn)樾毕蛏?寬度為0.02 mm;

加載至位移18 mm級,頂部腋角處出現(xiàn)斜裂縫并迅速開展,頂板靠近腋角處開始出現(xiàn)裂縫,方向?yàn)樨Q向,寬度為0.03 mm,側(cè)壁上側(cè)裂縫迅速開展并貫通整個(gè)側(cè)面;

加載至位移32 mm級,頂板靠近腋角位置有多條豎向裂縫產(chǎn)生,頂部腋角處出現(xiàn)多條新的斜裂縫,側(cè)壁上側(cè)原有水平向裂縫迅速展開貫通整個(gè)側(cè)面,并在下側(cè)伴有多條水平向裂縫;

加載至位移48 mm級,試件腋角處、側(cè)壁、頂板均出現(xiàn)大量裂縫,以腋角處裂縫為主,側(cè)壁裂縫為水平方向,頂板裂縫為豎向,此階段裂縫發(fā)展較為平穩(wěn),不再有大量新裂縫產(chǎn)生;

加載至位移66 mm級,試件表面不再出現(xiàn)新裂縫,承載力降至極限承載力85 %以下,試件失效,發(fā)生了彎曲破壞.試驗(yàn)破壞現(xiàn)象如圖3所示.

(a)管廊前方破壞現(xiàn)象

3.2 滯回曲線

利用試驗(yàn)數(shù)據(jù)繪制試件荷載-位移曲線，滯回曲線如圖4所示.根據(jù)圖4可知,試件在加載初期,荷載-位移曲線呈線性關(guān)系,滯回環(huán)沒有殘余變形,試件處于彈性狀態(tài);荷載加至位移13.8 mm級,試件開始屈服,此時(shí)承載力為207 kN;荷載加至位移48 mm級,此階段滯回環(huán)產(chǎn)生殘余變形,滯回環(huán)面積明顯增大,達(dá)到極限承載力328 kN;荷載加至位移68 mm級,殘余變形繼續(xù)增大,達(dá)到破壞承載力275 kN,與極限承載力相比,下降16.2 %,此時(shí)試件承載力下降至極限承載力85 %以下,試件失效,試驗(yàn)結(jié)束.

圖4 滯回曲線

3.3 耗能能力

根據(jù)滯回曲線,在每級荷載下,計(jì)算滯回曲線包絡(luò)面積得到耗能曲線.試件耗能曲線如圖5所示.由圖5可知,位移在0～30 mm范圍內(nèi),耗能呈線性增長,隨后耗能曲線斜率增加,呈現(xiàn)加速增長的趨勢;位移加載至48 mm,此時(shí)試件達(dá)到極限承載力,耗能為6 626 kN·mm;位移在48 mm～68 mm范圍內(nèi),耗能繼續(xù)增大,但呈現(xiàn)減緩的趨勢;當(dāng)位移加載至68 mm,達(dá)到破壞荷載,耗能為10 372 kN·mm,同極限承載力耗能進(jìn)行對比,提高56.5 %,說明試件具有較好的耗能能力.

圖5 耗能曲線

3.4 骨架曲線

根據(jù)荷載-位移曲線獲得骨架曲線,反映試件在開裂、屈服、破壞整個(gè)階段力-變形情況,充分體現(xiàn)試件承載力延性變化.骨架曲線如圖6所示.

圖6 骨架曲線

由圖6可知,荷載在100 kN之前,試件未產(chǎn)生裂縫,處于彈性階段,骨架曲線斜率較大,說明承載力提升較快;當(dāng)荷載加至屈服位移13.8 mm級,曲線不再呈現(xiàn)線性變化,并隨位移增大,荷載增長緩慢,此時(shí)荷載為207 kN;當(dāng)達(dá)到極限荷載時(shí),隨著位移增加,試件承載力下降逐漸變慢,說明試件在達(dá)到極限承載力后,表現(xiàn)出較好的延性,滿足抗震要求[6].

3.5 延性性能

利用位移延性系數(shù)進(jìn)行構(gòu)件延性分析,并采用能量等效法確定屈服點(diǎn).計(jì)算極限位移和屈服位移之比,得到延性系數(shù).即：

式中,△u為試件達(dá)到極限承載力時(shí)產(chǎn)生的極限位移,mm;△y為試件屈服時(shí)產(chǎn)生的屈服位移,mm.

根據(jù)荷載-位移骨架曲線得到試件延性系數(shù),如表3所示.

表3 試件延性系數(shù)

由表3可知,延性系數(shù)為4.93,滿足混凝土抗震結(jié)構(gòu)延性系數(shù)大于3的要求[7],延性性能較好,滿足抗震要求.

4 結(jié)論

(1)在試驗(yàn)結(jié)束時(shí),腋角處產(chǎn)生較多的斜向裂縫,頂板產(chǎn)生豎向裂縫,側(cè)板發(fā)生彎曲破壞,當(dāng)位移達(dá)到66 mm,試件表面不再出現(xiàn)新裂縫,承載力降至極限承載力85 %以下,試件失效.

(2)通過滯回曲線,隨荷載不斷增大,混凝土表面出現(xiàn)裂縫,荷載-位移之間為非線性關(guān)系；當(dāng)加載至極限承載力后,卸載的殘余變形明顯增大,構(gòu)件承載力明顯下降；曲線飽滿,耗能能力優(yōu)良.

(3)由耗能曲線、骨架曲線可知,當(dāng)加載至試件極限荷載后,裂縫迅速開展,耗能曲線斜率明顯增大,試件表現(xiàn)出良好的耗能能力,位移延性系數(shù)在3～5之間,延性較好.