本试验共设计了3个试件,试件编号及参数见表1。其中试件HNQ-1的耗能墙段为普通剪力墙,作为对比试件设计; 试件HNQ-2和HNQ-3的耗能墙段为两片以并列方式组成的耗能墙,两片墙的截面总面积与试件HNQ-1耗能墙段的截面面积相等。3个试件的端块截面尺寸均为300 mm×300 mm,底座截面尺寸均为500 mm×500 mm,高度为1 200 mm。考虑到耗能墙设置于楼层梁之间或楼层梁与基础底板之间等建筑物的内部,承受的竖向荷载较小,试验设计时取试件轴压比为 0.1。为保证混凝土耗能墙内置的钢板在底座内形成有效的锚固,将钢板在上、下端块内的锚固长度分别取为250 mm和450 mm,钢板总长度则取为1 900 mm。试件尺寸及配筋情况如图1所示。

墙体竖向分布筋和水平分布筋采用HRB400级钢筋,直径为8 mm,间距为100 mm,内置钢板采用Q235的钢材,端块内采用16根HRB400级钢筋,底座内采用12根HRB400级钢筋。端块和底座箍筋均采用直径为 8 mm、间距为50 mm 的HRB400 级钢筋。混凝土强度设计等级为C30,立方体抗压强度为33.4 MPa,弹性模量为3.1×10⁴ MPa。混凝土和钢筋以及钢板的力学性能参数见表2～3。试件钢筋应变片测点布置如图1所示。在耗能墙距墙底50 mm高度处,粘贴钢筋应变片以测量在试验加载过程中不同位置纵向分布钢筋应力的变化情况。

表1 试件设计参数
Tab.1 Design parameters of specimen

图1 试件尺寸、配筋及测点布置
Fig.1 Specimen dimension arrangement of reinforcement and measuring points

表2 钢筋材料力学性能
Tab.2 Mechanical properties of steel bars

表3 钢板材料力学性能
Tab.3 Mechanical properties of steel plate

本试验在山东建筑大学建筑结构加固改造与地下空间工程教育部重点实验室进行。加载时,首先施加竖向荷载到达轴力设计值后保持恒定,然后通过MTS拟静力加载系统施加低周反复水平荷载。试验前先进行预加载试验,预加载水平位移值为1 mm,确定加载装置及仪器无异常后正式开始施加水平荷载。试验时按耗能墙位移角(θ)逐步增大的方式进行加载,具体为θ=1/1000、θ=1/500(循环一周)、θ=1/250、θ=1/150、θ=1/100、θ=1/67、θ=1/33、θ=1/25(循环两周)、θ=1/20(循环半周)。加载装置如图2所示。

施加水平荷载时,规定作动器施加推力时对应的荷载及位移为正,施加拉力时对应的荷载及位移为负。当荷载下降至峰值荷载的85%或试件无法继续加载时停止试验。用数据采集系统采集加载荷载与加载点处位移,并以其为依据绘制滞回曲线,并人工观察测绘裂缝。

图2 加载装置示意图
Fig.2 Test setup

由于各试件的北面和南面破坏状态接近,本文主要以南面破坏状态说明试验破坏过程(图3)。

对于试件HNQ-1,θ=1/500时,根部出现微小裂纹。θ=1/250时,距墙底15 cm处出现第一条水平裂缝。θ=1/150时,墙身出现多条水平裂缝及斜裂缝,墙身两侧面出现多道横向裂缝。θ=1/100时,距墙底55 mm处出现多条斜裂缝,新产生裂缝与原有裂缝相交叉。θ=1/67时,斜裂缝上的混凝土轻微鼓起。θ=1/33时,一条较长的斜裂缝在试件上部出现; 墙身下部出现一条贯穿整个截面的较长斜裂缝,走势为从左下到右上,形成“X”形交叉裂缝; 两侧混凝土压酥,受压区高度约为21 mm。θ=1/25时,钢筋屈服,塑性铰区域裂缝明显增多,墙身两侧混凝土破坏严重,最大裂缝宽度为12 mm。θ=1/20时,构件承载力急剧下降,受压区混凝土压碎、脱落,根部混凝土大块掉落,钢筋连续被拉断,试件破坏严重,停止加载。

试件HNQ-2、θ=1/1000时,左侧一片耗能墙距墙底20 mm处出现第一条水平裂缝。θ=1/500时,右侧一片耗能墙距墙底10 mm处出现一条通长的裂缝; 左侧一片耗能墙出现多条斜裂缝,走向为左下到右上。θ=1/150时,右侧一片耗能墙出现多条斜裂缝,墙身侧面出现2条水平裂缝,分别距墙底20 mm和30 mm; 2片耗能墙中上部出现贯通水平裂缝。θ=1/100时,试件左上出现2条斜裂缝,原有裂缝继续变宽延伸; 在试件中部,出现多条较长的水平裂缝; 右上部斜裂缝继续向墙顶延伸,裂缝变宽,水平裂缝发展成斜裂缝; 墙体顶部出现裂缝。θ=1/33时,2片耗能墙角部混凝土压碎脱落,钢筋露出。θ=1/25时,混凝土剥落,钢筋拉断。θ=1/25时,钢筋持续拉断,混凝土持续剥落,试件破坏严重。

试件HNQ-3、θ=1/500时,左侧一片耗能墙出现3条水平裂缝,距墙底分别为8 mm、18 mm、40 mm; 右侧一片耗能墙出现2条水平裂缝,距墙底分别为20 mm、50 mm; 墙身侧面出现4条水平裂缝。θ=1/250时,右侧一片耗能墙距墙底40 mm处新产生2条水平裂缝,原有裂缝延伸。θ=1/150时,右侧一片耗能墙新产生2条水平裂缝,距墙底分别40 mm和20 mm; 左侧一片耗能墙距墙底27 mm处出现1条水平裂缝,原有裂缝向左下方延伸。θ=1/1000时,整体裂缝高度增高,左侧一片耗能墙中部出现斜裂缝,右侧一片耗能墙出现2条水平裂缝。θ=1/67时,2片耗能墙中下部均产生多条斜裂缝,与原有裂缝交叉。θ=1/33时,混凝土开始脱落。θ=1/25时,角部混凝土压碎,混凝土持续脱落,原有裂缝增多。大块混凝土剥落。θ=1/20时,钢筋拉断,出现多条斜裂缝,承载力急剧下降,停止加载。

图3 试件HNQ-1(a)、HNQ-2(b)及HNQ-3(c)南面墙的破坏状态
Fig.3 Failure state of specimen HNQ-1(a),HNQ-2(b)and HNQ-3(c)

由图4各试件的滞回曲线可见,θ=1/33时,试件HNQ-1达到峰值荷载; 在其后的加载过程中,承载力下降较为平缓,滞回环形状呈现为纺锤形。θ=1/33时,试件HNQ-2达到峰值荷载; 随着加载进行,滞回环面积继续增加,残余变形增大,滞回曲线下降趋势较为平稳,其形状为安定的纺锤形。θ=1/33时,试件HNQ-3达到峰值荷载; θ=1/33～1/20时,滞回曲线下降趋势明显,试件承载力下降,变形明显增加,残余变形增大,滞回曲线捏缩明显,呈现为“倒S”形。与试件HNQ-1相比,试件HNQ-2和HNQ-3由于在墙身设置了竖向通缝,单片耗能墙高宽比提高,滞回曲线更为饱满,变形能力增强。与其他试件相比,试件HNQ-3由于在墙身增设钢板,其峰值荷载最高,滞回环面积最大。

图4 试件HNQ-1(a)、HNQ-2(b)及HNQ-3(c)的滞回曲线
Fig.4 Hysteresis curves of specimen HNQ-1(a),HNQ-2(b)and HNQ-3(c)

由图5所示的各试件的骨架曲线可知,3个试件均经历了弹性、开裂、峰值、极限和破坏5个发展阶段。与试件HNQ-1相比,试件HNQ-2的骨架曲线在峰值过后负向下降段更为平缓,破坏位移较HNQ-1增大,表明耗能墙具有良好的变形能力。同其他2个试件相比,试件HNQ-3峰值荷载显著提高,原因是内置钢板可较好地与混凝土协同

图5 各试件的骨架曲线
Fig.5 Skeleton curves of three specimens

工作,混凝土可对钢板起到约束和支撑作用,进而充分发挥钢板的力学性能。

本文通过屈服荷载(P_y)、屈服位移角(θ_y)、峰值荷载角(P_m)、峰值位移角(θ_m)、极限荷载(P_u)、极限位移角(θ_u)、延性系数(μ)来反映各试件的承载力和耗能能力(表4)。使用等能量法确定屈服荷载,其中极限位移取荷载下降至峰值荷载的85%时所对应的位移,延性系数为极限位移和屈服位移的比值。与试件HNQ-1相比,试件 HNQ-2的屈服荷载、峰值荷载和极限荷载分别降低1%、11%、13%,但试件HNQ-2的延性系数较试件HNQ-1提高52%,原因是试件HNQ-2的屈服位移角减小,极限位移角升高,所以延性系数增大。这表明耗能墙在保持截面面积不变的情况下,采用两墙并列方式布置后,承载力虽可小幅降低但可大幅改善结构的变形能力,这有利于结构抗震。与试件HNQ-2相比,在耗能墙内置钢板后,试件HNQ-3的屈服荷载、峰值荷载和极限荷载分别提高62%、71%、70%,表明内置钢板可以显著提高耗能墙的承载能力。

表4 试件承载力及延性系数
Tab.4 The bearing capacity and ductility coefficient of specimens

试件的累积滞回耗能值的大小表示其滞回耗能的能力高低。由表5可知,试件HNQ-3的累积滞回耗能值最大,试件HNQ-1的耗能能力最低。与试件HNQ-1相比,试件HNQ-2的累积滞回耗能提高了6%,表明耗能墙滞回耗能能力良好,在墙身中部开缝可以提高耗能墙的耗能能力。与试件HNQ-2相比,试件HNQ-3累积滞回耗能提高了48%,表明在墙体中部设置钢板使耗能墙的抗震性能得到明显提高,改善了结构累积滞回耗能能力。

表5 各试件累积滞回耗能
Tab.5 Cumulative energy dissipation of each specimen

本文设计了一个10层的钢筋混凝土框架结构作为分析模型一,其首层层高4.8 m,其余层高3.3 m,结构平面尺寸及结构布置如图6a所示。模型一设计时的抗震设防烈度为7度,场地类别为Ⅱ类,设计地震加速度为0.15 g,抗震等级为二级,设计地震分组为第二组; 梁截面尺寸为350 mm×700 mm,柱截面尺寸为700 mm×700 mm; 混凝土

图6 结构平面尺寸、耗能墙布置及结构分析模型
Fig.6 Structural plane dimensions,energy dissipation wall layout and structural analysis model

强度等级为C30,梁柱主筋采用HRB400,箍筋强度等级为HRB335。为了探究混凝土耗能墙对底层柔性钢筋混凝土框架结构地震响应的影响规律,在模型一的基础上增设混凝土耗能墙进行加固,如图6b所示,并将分析模型定义为模型二。

采用SAP2000有限元软件对模型一和模型二建模并进行地震响应分析。采用框架单元模拟梁柱力学性能,膜单元模拟楼板力学性能,多线性塑性连接单元模拟耗能墙力学性能,Pivot力学模型模拟耗能墙的滞回特性。其力学参数按HNQ-3的荷载位移关系曲线设置:屈服位移为18.73 mm、极限位移为13.90 mm、屈服荷载为396.54 kN、峰值荷载为464.47 kN。

为研究近场、远场地震动对底层柔性结构的影响,笔者从美国太平洋地震工程研究中心强震数据库筛选出符合结构场地类型的7条近场地震动和8条远场地震动,并以断层距20 km区分近场和远场地震动。地震动台站编码(RSN)及详细信息如表6和图7所示。

表6 本文研究选取的地震动记录
Tab.6 Ground motion records selected in this paper

近场和远场地震作用下层间位移角分析结果如图8所示。由图可知,随着楼层的增加,层间位移角先增大后减小。增设混凝土耗能墙后,首层

图7 近场(a)及远场(b)地震动加速度反应谱
Fig.7 Acceleration response spectra of near field(a)and far field(b)ground motion

图8 近场(a)及远场(b)地震作用下有无耗能墙结构层间位移角对比
Fig.8 Comparison of displacement angles of structures with and without energy dissipation walls under near-field(a)and far-field(b)earthquakes

层间位移角平均值在近场地震作用下减少 21.7%,在远场地震作用下减小17.6%,表明增设耗能墙可以降低结构层间位移角,起到较好的减震效果,有利于结构抗震。

近场和远场地震作用下楼层剪力分析结果如图9所示。由图可知,随着楼层的增加,剪力逐渐减小。增设耗能墙后,在近场地震作用下减小16.3%,在远场地震作用下首层层间剪力平均值减小18.1%,表明增设耗能墙对减小结构楼层层间剪力有较明显的效果。

模型一和模型二结构能量时程分析结果如图 10所示。由图可知,随着时间的增加,结构耗能逐渐增加。在近场地震动RSN187作用下,模型一的结构滞回耗能占总能量的91%,模型二的结构滞回耗能占输入能量的75%,耗能墙耗能占16%。在远场地震动RSN40作用下模型一结构滞回耗能占总能量的90%,模型二的结构滞回耗能占输入能量的76%,耗能器耗能占22%,表明耗能墙发挥了一定的耗能效果,起到保护主体结构的作用。

图9 近场(a)及远场(b)地震动作用下有无耗能墙结构层间剪力对比
Fig.9 Comparison of interlayer shear forces of structures with and without energy dissipation wall under near-field(a)and far-field(b)earthquakes

图 10 RSN187(a)及RSN40(b)地震动作用下结构能量分配示意图
Fig.10 Diagram of energy distribution under ground motion of RSN187(a)and RSN40(b)

耗能墙与主体结构工作状态对比如图 11所示。由图可知,耗能墙的荷载位移曲线较框架主体结构的荷载位移曲线更为饱满。这主要是由于相同层间位移角条件下,耗能墙的转动位移角大于主体框架柱的位移角,耗能墙能够先于主体结构进入塑性并发挥耗能作用以消耗地震能量,耗能墙的设置有利于减少主体结构的地震反应,提高主体结构的安全性。

图 11 耗能墙与主体结构工作状态对比
Fig.11 Working state comparison of energy dissipation wall and main frame