后裝式鋼筋混凝土雙向密肋空心樓蓋的短期靜力試驗研究

后裝式鋼筋混凝土雙向密肋空心樓蓋的短期靜力試驗研究

0結(jié)構(gòu)體系設(shè)計建筑屋頂不僅將上述負荷傳遞給垂直承受結(jié)構(gòu)，還將其形成由垂直支撐結(jié)構(gòu)組成的空間負荷體系，以共同承受各種負荷。現(xiàn)澆混凝土空心樓蓋以其自重輕、保溫隔熱性能好、滿足現(xiàn)代建筑對于大跨度建筑空間的要求等優(yōu)點,迅速在全國各地得到應(yīng)用。傳統(tǒng)現(xiàn)澆空心樓蓋結(jié)構(gòu)主要由內(nèi)膜和現(xiàn)澆鋼筋混凝土組成,內(nèi)膜的形式主要有筒體、筒芯和箱體、塊體兩大類。隨著這種樓蓋結(jié)構(gòu)形式在實際工程中的不斷應(yīng)用與發(fā)展,空心內(nèi)膜剛度小、制作成本高、回收利用率低、抗浮措施復(fù)雜等諸多問題日益呈現(xiàn)。針對上述傳統(tǒng)空心樓蓋結(jié)構(gòu)存在的問題,課題組提出了一種后裝式鋼筋混凝土雙向密肋空心樓蓋,并獲得發(fā)明專利授權(quán),該空心樓蓋主要由現(xiàn)澆頂板、密肋和空心箱體組成,空心箱體由預(yù)制底板、預(yù)制側(cè)壁、預(yù)埋支撐鋼筋,以及角部連接支撐等構(gòu)件拼裝而成,如圖1所示。預(yù)制底板預(yù)裝于箱體上部,在樓蓋結(jié)構(gòu)施工過程中作為現(xiàn)澆頂板的底模板,預(yù)制側(cè)壁作為現(xiàn)澆密肋的側(cè)模板,當樓蓋現(xiàn)澆頂板和密肋混凝土達到規(guī)定強度后,拆除回收空心箱體預(yù)制側(cè)壁以及連接支撐構(gòu)件,將預(yù)制底板下沉安裝在下部密肋支撐凸臺上,在預(yù)制底板與現(xiàn)澆密肋之間的預(yù)留凹槽內(nèi)抹上高性能水泥復(fù)合砂漿,形成后裝式鋼筋混凝土雙向密肋空心樓蓋結(jié)構(gòu),為確保該后裝式預(yù)制底板與現(xiàn)澆密肋能夠協(xié)同工作受力,在樓蓋施工過程中應(yīng)嚴格控制模板工程、箱體安裝及凹槽抹灰的施工質(zhì)量。后裝式預(yù)制底板下沉安裝施工工藝如圖2所示。這種樓蓋在保持傳統(tǒng)空心樓蓋優(yōu)點的同時,通過回收利用預(yù)制側(cè)壁不僅降低了空心箱體制作成本,節(jié)約了原材料,而且還有效降低了樓蓋自重;樓蓋底面采用預(yù)制底板后裝的方式,能夠有效減少樓蓋底面的混凝土收縮量,在一定程度上有助于解決常見樓蓋底面易開裂的問題。本文作者通過對一塊角點支承大比例試驗板的短期靜力加載試驗,研究該樓蓋的豎向受力性能?？紤]試驗樓蓋的結(jié)構(gòu)形式與加載方法,提出兩種考慮樓蓋彈塑性階段變形的簡化計算方法,以期為該空心樓蓋的進一步研究和工程應(yīng)用提供參考。1試驗總結(jié)1.1預(yù)應(yīng)力底板、預(yù)埋支撐鋼筋的選用試驗采用尺寸為900mm×900mm×300mm的空心箱體,空心箱體預(yù)制底板混凝土設(shè)計強度等級為C30,預(yù)制底板受力鋼筋和預(yù)埋支撐鋼筋均采用直徑為3mm的冷拉低碳鋼筋。試驗中空心箱體的預(yù)制側(cè)壁以及連接支撐均采用杉木制作,采用射釘連接,預(yù)埋支撐鋼筋采用具有卡口的定位鍵固定于預(yù)制側(cè)壁上,預(yù)制底板平面尺寸為890mm×890mm,空心箱體構(gòu)件尺寸、配筋及連接如圖3所示。1.2柱端混凝土制作試驗試件為一角點柱支承的大比例后裝式鋼筋混凝土雙向密肋空心樓蓋,試件平面尺寸3.45m×3.45m,肋梁將試驗?zāi)Ｐ蛣澐譃?×3方形區(qū)格,樓蓋區(qū)格內(nèi)布置9個尺寸為900mm×900mm×300mm的空心箱體,樓蓋厚350mm,空心率為45.5%,現(xiàn)澆頂板厚50mm,板內(nèi)配置φ6@180的HPB300級單層雙向鋼筋,邊梁截面尺寸為250mm×350mm,肋梁截面尺寸為125mm×350mm,柱截面尺寸為250mm×250mm,為了使柱端底部受力更加均勻,將柱端做成450mm×450mm×250mm的柱帽,且在帽底配置的HRB400級單層雙向鋼筋,試件高度1.6m,試件結(jié)構(gòu)尺寸和配筋如圖4所示。1.3混凝土苗木力學(xué)性能試件在湖南大學(xué)土木工程學(xué)院建筑結(jié)構(gòu)實驗室制作完成,試件混凝土設(shè)計強度等級為C30,試件澆筑時現(xiàn)場制作3個標準混凝土立方體試塊,試塊與試件均在室內(nèi)自然條件下進行養(yǎng)護,試驗時實測混凝土立方體抗壓強度平均值為29.5MPa,預(yù)制底板預(yù)留凹槽內(nèi)采用HPM-W高性能水泥復(fù)合砂漿進行填充,試件現(xiàn)澆頂板鋼筋及梁、柱箍筋采用HPB300級鋼筋,其余受力鋼筋均采用HRB400級鋼筋,實測鋼筋材料力學(xué)性能參數(shù)如表1所示。1.4試驗加載裝置及加載制度試驗在湖南大學(xué)土木工程學(xué)院建筑結(jié)構(gòu)實驗室內(nèi)進行。試驗采用二級分配梁在肋梁交點位置進行四點集中加載,各分配梁均采用簡支支承,為保證作用在肋梁交點位置的集中荷載加載點更加均勻受力,防止加載點過早產(chǎn)生局部受壓破壞,在每個集中荷載加載點布置一塊250mm×250mm×20mm的剛性墊塊(下鋪細砂),頂層荷載分配梁上采用液壓千斤頂進行加載,千斤頂出力大小由荷載傳感器量測,試驗加載裝置及現(xiàn)場照片如圖5、6所示。試驗加載前對樓蓋試件在均布荷載作用下的開裂荷載進行計算,計算開裂荷載為30.83kN/m2(按文獻的方法進行等效換算得外加豎向四點集中荷載為132.4kN)。在正式加載前,為檢查測量儀器及加載設(shè)備的工作狀態(tài),首先進行預(yù)加載。試驗正式加載時,加載級數(shù)、每級加載增量、加載總值、荷載總值以及總等效均布荷載值對應(yīng)關(guān)系如表2所示。每級加載完成后持荷5~10min,待樓蓋的變形、裂縫發(fā)展基本穩(wěn)定后,采集鋼筋、混凝土應(yīng)變及撓度數(shù)據(jù),描繪和記錄在每級荷載作用下裂縫的開展及分布情況,量測樓蓋的最大裂縫寬度。1.5試驗構(gòu)件及測點布置為便于荷載與測點準確定位、記錄裂縫的產(chǎn)生和發(fā)展過程,對試件表面進行刷白和分區(qū)劃分。試驗試件主要量測內(nèi)容包括樓蓋的變形、鋼筋和混凝土的應(yīng)變以及最大裂縫寬度等,具體內(nèi)容如下:1)采用百分表和位移計測量樓蓋各點的變形。每柱頂中心點位置布置垂直百分表1塊,量測柱的壓縮和基礎(chǔ)沉降。在板底跨中、肋梁中點、肋梁交點、邊梁中點、邊肋梁交點等位置布置一定數(shù)量的百分表和位移計。百分表數(shù)據(jù)采用人工讀數(shù),位移計數(shù)據(jù)采用DH3818靜態(tài)應(yīng)變測試系統(tǒng)進行采集。各測點的位置及編號如圖7所示。2)在試件頂面、底面以及肋梁、邊梁跨中側(cè)面位置布置了一定數(shù)量的混凝土應(yīng)變片;在板頂、肋梁跨中、肋梁交點、邊梁跨中、邊肋梁交點等位置布置了一定數(shù)量的鋼筋應(yīng)變片。每級荷載作用下的應(yīng)變數(shù)據(jù)采用DH3816靜態(tài)應(yīng)變測試系統(tǒng)進行采集。鋼筋、混凝土應(yīng)變各測點的位置及編號如圖8所示。其中,BC-1-1~BC-21為板頂、梁頂混凝土應(yīng)變片,JC-1~JC-2為后裝的板頂、梁頂混凝土應(yīng)變片,LC-1~LC-10為梁底混凝土應(yīng)變片,ZC-1~ZC-6為西面邊梁跨中外側(cè)面混凝土應(yīng)變片,CC-1~CC-6為西面肋梁跨中內(nèi)側(cè)面混凝土應(yīng)變片,YZC-1~YZC-5為后裝預(yù)制底板混凝土應(yīng)變片,BS-1~BS-6為板鋼筋應(yīng)變片,LS-1~LS-26為梁鋼筋應(yīng)變片,YZS-1~YZS-3為后裝預(yù)制底板鋼筋應(yīng)變片。3)當樓蓋試件進入到帶裂縫工作階段后,樓蓋的裂縫寬度采用ZBL-F101型裂縫寬度觀測儀進行量測,精度為0.01mm。2試驗結(jié)果及其分析2.1邊梁破壞階段根據(jù)試驗現(xiàn)象,試驗樓蓋在豎向荷載作用下的受力過程大致可分為3個階段:彈性階段(總等效均布荷載0~25.656kN/m2)、彈塑性階段(總等效均布荷載25.656~49.189kN/m2)和破壞階段(總等效均布荷載49.189kN/m2起)。加載和破壞過程如下:加載初期,第1~4級荷載:試件的應(yīng)變和撓度值均較小,梁板上沒有出現(xiàn)裂縫,樓蓋處于彈性工作階段。第5級:持荷5~10min后,觀察到在板底跨中區(qū)域肋梁兩側(cè)預(yù)留凹槽內(nèi)的后抹高性能水泥復(fù)合砂漿出現(xiàn)開裂現(xiàn)象,裂縫方向主要垂直于凹槽方向,局部存在沿凹槽方向的交界面裂縫,從此級荷載開始可認為試驗樓蓋開始進入彈塑性工作階段。第6級荷載:在荷載增量不大的情況下,預(yù)留凹槽內(nèi)砂漿新增一批裂縫,裂縫范圍擴展至肋梁交點周圍的大部分區(qū)域,荷載-撓度曲線開始出現(xiàn)轉(zhuǎn)折。第7級荷載:樓蓋東面邊、肋梁相交處偏跨中位置出現(xiàn)兩條邊梁裂縫,南面、西面邊梁跨中部位邊梁出現(xiàn)裂縫,開裂部位鋼筋和混凝土應(yīng)變出現(xiàn)突變,最大裂縫寬度約0.10mm。第8級荷載:板底西北角肋梁交點偏跨中位置出現(xiàn)裂縫,東面、北面邊梁跨中開裂,四面邊、肋梁交點肋梁兩側(cè)位置均出現(xiàn)新裂縫。第9級荷載:東面邊梁跨中區(qū)域增加5條新裂縫,其余三面邊梁跨中部位大約每邊新增2~3條,原有邊梁裂縫逐漸向梁頂延伸,東北角梁柱節(jié)點位置開始出現(xiàn)梁頂斜裂縫。第10級荷載:邊梁跨中區(qū)域新增裂縫較多,原有裂縫繼續(xù)向梁頂方向發(fā)展,肋梁跨中和肋梁交點部位新增一批間距較均勻的裂縫,4個角柱外側(cè)出現(xiàn)受拉裂縫,每處兩條,間距約100mm。第11級荷載:四角柱外側(cè)受拉裂縫繼續(xù)延伸,樓蓋底部肋梁交點和肋梁跨中部位有新增裂縫,此時邊梁最大裂縫寬度約0.19mm。第12級荷載:此級荷載加載過程中試件發(fā)出噼噼啪啪的響聲,樓蓋撓度迅速增加,加載完成后豎向荷載出現(xiàn)明顯回落,靜置后測得樓蓋板底跨中最大撓度為7.445mm,為樓蓋計算跨度的1/430(未加樓蓋初始撓度,下同),荷載-撓度曲線開始出現(xiàn)明顯轉(zhuǎn)折,四周邊梁側(cè)面裂縫迅速向板頂延伸,大多數(shù)主要裂縫均已延伸至現(xiàn)澆板底位置,邊梁底部跨中、邊肋梁交點兩側(cè)區(qū)域新增一批裂縫,邊梁跨中部位鋼筋應(yīng)變明顯增加,南面邊梁跨中鋼筋達到屈服,西面邊梁跨中鋼筋也即將達到屈服應(yīng)變,此時邊梁最大裂縫寬度為0.42mm;肋梁底部新增一批裂縫,開裂區(qū)域向兩端延伸,東面肋梁跨中鋼筋達到屈服,肋梁最大裂縫寬度達到0.35mm,四角柱外側(cè)受拉裂縫繼續(xù)向下發(fā)展,同時柱頭出現(xiàn)一批斜向裂縫,從這一級加載開始標志著試件開始進入破壞階段。第13~14級荷載:加載過程中樓蓋繼續(xù)發(fā)出噼噼啪啪的響聲,原有邊梁側(cè)面裂縫以及柱外側(cè)裂縫繼續(xù)延伸,邊梁最大裂縫寬度達到0.62mm,肋梁底部新增裂縫主要出現(xiàn)在肋梁交點位置附近,同時向兩端發(fā)展,肋梁最大裂縫寬度達到0.67mm,西邊肋梁、邊梁跨中鋼筋達到屈服,此時樓蓋底部的邊、肋梁主要受力鋼筋均已達到屈服,樓蓋形成了明顯的雙向“十”字形主裂縫,此時樓蓋結(jié)構(gòu)板底裂縫分布示意如圖9所示。為研究樓蓋的變形能力,試驗采用位移控制加載的方法進行了4個加載級,最終加載至樓蓋跨中位移為20.41mm,達到樓蓋計算跨度的1/157,此時樓蓋底部裂縫已經(jīng)密布,部分板底和肋梁側(cè)面部位混凝土應(yīng)變數(shù)值已溢出,樓蓋已形成明顯的破壞機構(gòu),加載終止,最終樓蓋裂縫照片如圖10所示。試件的最終破壞形態(tài)與雙向密肋樓蓋以及實心平板樓蓋類似,屬雙向彎曲破壞。樓蓋未發(fā)生剪切破壞,加載板位置也沒有發(fā)生局部沖切破壞。在試驗加載過程中樓蓋表現(xiàn)出良好的承載和變形性能,后裝預(yù)制底板與現(xiàn)澆密肋保持良好的連接狀態(tài),未發(fā)生脫落或掉塊現(xiàn)象,預(yù)留凹槽內(nèi)高性能水泥復(fù)合砂漿開裂時的外加荷載與樓蓋邊梁開裂時的外加荷載相差不大。2.2樓蓋/設(shè)備壓力下的撓度不強分析板底跨中荷載-撓度曲線、肋梁測點荷載-撓度曲線、邊梁測點荷載-撓度曲線以及各對稱位置測點平均值荷載-撓度曲線見圖11~14,圖中曲線的編號為位移計和百分表的編號(圖7),圖中荷載不包括樓蓋和設(shè)備重力荷載,撓度不包括樓蓋和設(shè)備重力荷載作用下的初始撓度。由圖11~13可以看出,樓蓋外加荷載小于102.61kN時,各測點的豎向位移與荷載基本呈線性關(guān)系,樓蓋處于彈性工作狀態(tài);當外加荷載達到132.78kN時,邊梁跨中區(qū)域出現(xiàn)裂縫,樓蓋抗彎剛度下降,豎向荷載-位移曲線開始出現(xiàn)偏轉(zhuǎn);加載至238.16kN后,樓蓋開始進入到破壞階段,在外加荷載不再增加的情況下,撓度仍然繼續(xù)增大。從圖14給出了各對稱測點平均值的荷載-撓度曲線可以看出,樓蓋板底跨中的豎向位移最大,肋梁跨中次之。該試驗樓蓋在第14級荷載作用下的空間撓度如圖15所示,由圖可以看出,樓蓋撓度形狀與雙向密肋樓蓋和實體平板樓蓋在豎向荷載作用下的變形相似。2.3荷載-鋼筋應(yīng)變曲線肋梁主要測點荷載-鋼筋應(yīng)變曲線、邊梁主要測點荷載-鋼筋應(yīng)變曲線如圖16、17所示(圖中曲線的編號為鋼筋應(yīng)變片的編號,見圖8)。圖16、17給出了板底肋梁跨中、肋梁交點、邊梁跨中和邊肋梁交點位置處的荷載-鋼筋應(yīng)變曲線。由圖可見,樓蓋開裂前,鋼筋的應(yīng)變與荷載基本呈線性關(guān)系,鋼筋應(yīng)變增量很小;加載至第5級(外加荷載102.61kN),預(yù)留凹槽內(nèi)砂漿開裂后,鋼筋應(yīng)變增量加大,荷載-鋼筋應(yīng)變曲線開始出現(xiàn)偏轉(zhuǎn);第7級(外加荷載132.78kN),樓蓋邊梁跨中區(qū)域出現(xiàn)裂縫,裂縫部位鋼筋應(yīng)變突然加大;此后,隨著受拉區(qū)混凝土逐漸退出工作,截面中拉應(yīng)力主要由受拉區(qū)的鋼筋承擔(dān),鋼筋的應(yīng)變迅速增加,加載至第14級(外加荷載232.61kN)時,樓蓋底部邊、肋梁跨中部位鋼筋均已達到屈服,表明該部位開始出現(xiàn)塑性鉸,這與圖9中的樓蓋形成雙向“十”字形主裂縫形態(tài)一致。3彈性階段變形計算角點支承鋼筋混凝土雙向密肋樓蓋的撓度最大值不僅取決于某一根肋梁的截面剛度,而且與樓蓋的整體抗彎剛度有關(guān),其中區(qū)格邊梁的抗彎剛度對區(qū)格中點的變形影響最大。對于樓蓋開裂后的變形計算問題,迄今為止,研究成果尚少。目前主要的相關(guān)研究成果有:文獻對鋼筋混凝土井字梁和雙向密肋樓蓋在彈性階段的變形給出了計算公式及相應(yīng)的表格,并建議在結(jié)構(gòu)進入彈塑性工作階段后,設(shè)計變形值按彈性方法計算變形乘以3考慮;文獻中通過對四角支承連續(xù)雙向密肋樓蓋在均布荷載作用下的試驗研究,并基于試驗結(jié)果和文獻中的相關(guān)表格,給出了經(jīng)簡化的跨中撓度計算公式;文獻中從雙向密肋樓蓋的計算方法中的查表法和交叉梁法出發(fā),通過試驗研究提出了考慮預(yù)制頂板和底板作用的混凝土雙向密肋裝配整體式空心樓蓋截面剛度計算方法。此次研究結(jié)果表明,其豎向變形和破壞特征與鋼筋混凝土雙向密肋樓蓋以及實體平板樓蓋相似,所以下面主要從這兩種樓蓋的彈性變形計算方法出發(fā),同時考慮樓蓋在短期荷載作用以及非線性等因素的影響,當樓蓋進入到彈塑性工作階段后,引入剛度折減系數(shù),用實際剛度代替初始剛度,給出了兩種考慮樓蓋彈塑性變形的簡化計算方法,并將計算結(jié)果與試驗結(jié)果進行比較。3.1比合的度計算方法開裂前,樓蓋基本處于彈性工作狀態(tài),其短期抗彎剛度可采用其初始剛度。開裂后,樓蓋剛度緩慢降低,采用引入剛度折減系數(shù),用實際剛度代替初始剛度的計算方法。根據(jù)此次樓蓋的試驗結(jié)果,假定樓蓋的短期抗彎剛度Bs按圖18所示的雙折線形式變化,即當M≤Mcr時,當Mu>M>Mcr時,式中:αf為樓蓋開裂后截面短期剛度折減系數(shù),系數(shù)1.542為依據(jù)本文試驗結(jié)果經(jīng)過回歸分析得到;B0為截面初始抗彎剛度;B0=EcI,其中Ec為混凝土彈性模量,I為截面慣性矩(按T形截面進行計算);Mcr、Mu為開裂彎矩和極限彎矩,按GB50010—2010《混凝土結(jié)構(gòu)設(shè)計規(guī)范》進行計算。3.2試驗結(jié)果分析對此次試驗樓蓋按密肋樓蓋形式進行開裂荷載和承載力計算,開裂荷載按文獻通過計算開裂彎矩的方法進行計算,其中構(gòu)件內(nèi)力按文獻查表法進行計算,而承載力則按虛功原理推導(dǎo)的極限平衡法進行計算,計算時考慮到樓蓋重力荷載分布的均勻性,樓蓋和設(shè)備重力荷載80.30kN按均布荷載考慮,液壓千斤頂外加集中荷載按GB/T50152—2012《混凝土結(jié)構(gòu)試驗方法標準》第5.2.16節(jié)的方法進行等效均布荷載換算,計算結(jié)果見表3,計算結(jié)果與試驗結(jié)果吻合較好。3.3計算建筑蓋的變形3.3.1樓蓋土結(jié)構(gòu)試驗方法《質(zhì)量生活》第5.2.2文獻提供了四角柱支承雙向密肋樓蓋在均布荷載作用下的彈性理論計算公式和表格,利用文獻提供的表格,將樓蓋上作用的四點集中荷載按GB/T50152—2012《混凝土結(jié)構(gòu)試驗方法標準》第5.2.16節(jié)的方法等效換算成均布荷載,樓蓋開裂后,通過引入剛度折減系數(shù)αf,樓蓋的最大撓度fmax1(單位:mm)可以采用下列彈性計算公式計算:式中:α1按文獻對應(yīng)表格查用;a為密肋樓蓋正方形網(wǎng)格長度,m;Q為單位面積上的計算荷載,kN/m2;B為按荷載效應(yīng)標準組合并考慮長期作用影響的剛度,kN·cm2,按GB50010—2010《混凝土結(jié)構(gòu)設(shè)計規(guī)范》的公式(7.2.2)計算,其中Bs為樓蓋的短期抗彎剛度,按3.1節(jié)的方法進行計算。3.3.2樓蓋節(jié)點剛度等效計算文獻給出了任意集中載荷作用下角支矩形板的彈性變形計算方法和表格。考慮到試驗樓蓋的加載方式以及樓蓋在豎向荷載作用下的撓曲變形和破壞特征,借用文獻的表格系數(shù),按剛度等效的方法將研究的樓蓋按實心雙向板考慮,樓蓋在任意集中荷載作用下的最大撓度fmax2(單位:mm)為式中:α2按文獻表2查用,多點集中荷載作用時采用疊加方法,mm;lx為樓蓋x方向的計算跨度,m;ly為樓蓋y方向的計算跨度,m;F為樓蓋上作用的集中荷載,kN;B為按荷載效應(yīng)標準組合并考慮長期作用影響的剛度kN·m2,按規(guī)范GB50010—2010的公式(7.2.2)計算,其中Bs為樓蓋的短期抗彎剛度,按3.1節(jié)的方法進行計算。3.4樓蓋撓度曲線對比分別按3.3節(jié)建議方法一、方法二以及文獻、文獻的方法對樓蓋在各級荷載作用下的短期撓度進行計算,樓蓋和設(shè)備重力荷載作用下的初始撓度采用ANSYS10.0彈性有限元法進行計算,撓度計算值見表4,計算結(jié)果與試驗結(jié)果的對比關(guān)系如圖19、20所示。由圖19、20的荷載-撓度曲線對比結(jié)果表明,采用建議的方法一和方法二對樓蓋彈塑性工作階段的變形進行計算,不僅可以利用文獻中的現(xiàn)有表格,使計算工作得到簡化,還能更好地反映非線性等因素對