傳統風格建筑鋼-混凝土雙枋-柱節點力學性能分析

董金爽,公衍茹,姜寶石,隋 龑

(1.海南大學土木建筑工程學院,海南 ?？?570228;2.西安建筑科技大學土木工程學院,陜西 西安 710055)

中國古建筑木結構以木構架作為主要承重構件[1]。相比于西方磚石建筑,木構架耐久性較差,外界環境及人為因素對其影響較大[2-3]。傳統風格建筑是指采用鋼材、混凝土等材料建造出外形與古木結構相似的一種建筑類型[4]。該種建筑既保持了古木結構建筑的造型美,又具有良好的耐久性。目前,針對傳統風格建筑,國內外開展了一系列研究,且多集中在其外形外觀[5-6]、施工工藝等方面[7-9],而對其力學性能的研究相對較少,通行規范也未有相應設計規定。薛建陽等[10-13]開展了鋼結構及混凝土傳統風格建筑的研究,結果表明,傳統風格建筑與常規梁-柱節點力學特性有較大不同。隋龑等[14]研究表明,傳統風格建筑梁-柱節點抗震性能難以滿足通行規范的相關要求。

傳統風格建筑由于采用古木結構形制,柱子多為變截面,導致截面尺寸較小部位的軸壓比較大,易發生剪切破壞,對抗震極為不利[15]。當前傳統風格建筑多為官式大木作的殿堂式建筑,該類型結構外圍外檐柱常采用雙枋-柱構造形式。鑒于針對傳統風格建筑節點方面的研究較少,并考慮形制因素導致柱為變截面的影響,筆者在雀替處布設黏滯阻尼器,變截面柱采用鋼-混凝土組合結構,形成附設黏滯阻尼器的雙枋-柱節點,對其施加正弦波動力循環荷載,研究該節點滯回曲線、骨架曲線、承載力及延性。研究表明,在雀替位置處合理設置黏滯阻尼器可顯著改善傳統風格建筑雙枋-柱節點試件的力學性能。

1 試 驗

1.1 典型雙枋-柱節點構造形式

古木結構殿堂式建筑外圍檐柱多采用雙枋-柱形式。與傳統梁柱節點相比,其節點域的范圍較大,可分為上、中、下三個核心區域(見圖1)。荷載作用下,核心區域處于壓、彎、剪復合受力狀態,其力學性能與常規梁-柱節點相比具有顯著差異。

1.2 試件設計

依據《營造法式》中木結構的尺寸規定,并結合舟山佛學院大殿工程實例,共設計4個縮尺比為1∶2.6的試件,包括兩個有阻尼器的雙枋-柱節點試件,編號分別為BD-2、BD-3,1個未設阻尼器的雙枋-柱節點試件,編號為BD-1,1個單枋-柱節點,編號為BB-1。試件參數見表1。

表1 試件參數Table 1 Parameters of specimen

試件構造示意圖如圖2所示。采用C40混凝土,試件及預留試塊在同條件下養護,測得立方體抗壓強度fcu,k=45.6 MPa,軸壓比n=0.25,方鋼管采用Q235B。試件中闌額、由額及下柱為鋼筋混凝土結構,上柱采用鋼管混凝土結構。

圖2 試件參數及構造示意圖Fig.2 Schematic diagram and construction measure

1.3 加載方案

加載裝置如圖3所示。加載過程包括:豎向荷載由柱頂液壓千斤頂施加,加載全程中保持恒定;水平快速往復荷載由電液伺服系統施加。柱底為自由轉動鉸支座,雙枋兩端通過雙梁連接器連接[16]。

圖3 試驗加載裝置Fig.3 Test set-up

試驗加載工況見表2。采用快速施加正弦波作用的加載制度,通過改變正弦波的加載頻率及幅值實現表中工況,不同工況的頻率通過加速度峰值反推確定,加速度通過地震烈度對應的地震動參數確定,每個工況下反復加卸載5次。加載制度見圖4。

表2 試驗加載工況Table 2 The test loading mode

圖4 加載制度示意圖Fig.4 Sketch of test loading regime

1.4 黏滯阻尼器選型及安裝

根據試驗加載特點,選擇速度型黏滯阻尼器,設計參數見表3,阻尼器與枋及柱連接方式見圖5。試件BD-2安裝阻尼器FV-1,試件BD-3安裝阻尼器FV-2。阻尼器與試件連接設計參數見圖6。

表3 黏滯阻尼器參數Table 3 Parameters of viscous damper

圖5 阻尼器與枋及柱連接方式示意圖Fig.5 Installation drawing of viscous damper

圖6 黏滯阻尼器與試件連接布置參數Fig.6 Schematic diagram of connection between viscous damper and specimen

2 試件破壞特征

2.1 試件BB-1

(1)開裂階段(L≤15 mm)。試件產生少量裂縫,荷載與位移基本呈正比例關系,卸載后殘余變形不顯著?？傮w上,該階段裂縫多為細微裂縫,剛度無顯著退化。

(2)屈服階段(27 mm≤L≤53 mm)。隨控制位移增大,試件表現為非線性特性;卸載后,殘余變形顯著,試件的剛度及強度有不同程度衰減,混凝土出現少量剝落。

(3)極限階段(65 mm≤L≤88 mm)。節點區域混凝土破壞較嚴重,縱筋外露,梁柱連接部位出現一系列擴展趨向核心區延伸的斜裂縫,剛度及強度退化嚴重。

(4)破壞階段(100 mm≤L≤115 mm)。梁柱連接部位的混凝土已有大量剝落,上柱柱根混凝土被壓碎,斜裂縫繼續延伸,且寬度增大。試件破壞形態見圖7。

圖7 試件BB-1破壞形態Fig.7 Failure pattern of BB-1 specimen

2.2 試件BD-1

(1)開裂階段(L≤15 mm)。試件滯回曲線為線性,卸載后無顯著殘余變形,開裂荷載為16.8 kN,由額首先出現裂縫。

(2)屈服階段(27 mm≤L≤53 mm)?？刂莆灰圃龃蟮倪^程中,試件滯回曲線逐漸呈現較顯著的拐點,整體上處于彈塑性工作階段,剛度有一定程度退化。

(3)極限階段(65 mm≤L≤88 mm)。枋柱連接部位混凝土剝落嚴重,中核心區闌額與由額間出現混凝土鱗狀剝落,試件剛度及強度退化顯著。

(4)破壞階段(100 mm≤L≤115 mm)。枋柱連接處混凝土有大量剝落,已有裂縫寬度較大,縱筋外露。層間轉角達1/38時,試件形成可變體系,無法繼續承載,試驗結束。試件破壞狀態見圖8。

圖8 試件BD-1破壞形態Fig.8 Failure pattern of BD-1 specimen

2.3 試件BD-2

試件BD-2及BD-3為設置黏滯阻尼器的試件,從開始加載至加載結束全過程中,兩試件受力及變形特點基本相同,筆者以BD-2為例進行分析。

(1)開裂階段(L≤15 mm)。試件滯回曲線呈線性特性,卸載時無殘余變形,裂縫主要為細微裂縫。試件開裂荷載為18.9 kN,與試件BD-1相比,提高了12.5%。

(2)屈服階段(27 mm≤L≤53 mm)。試件呈現顯著的非線性特性,梁柱連接部位縱筋屈服,試件裂縫顯著增多,上柱柱根處產生約45°斜裂縫,剛度及強度均有一定的退化。

(3)極限階段(65 mm≤L≤88 mm)。荷載與位移呈顯著的非線性關系,變形的增速比荷載增加的快;卸載后,殘余變形顯著。試件存呈現明顯的剛度及強度衰減。

(4)破壞階段(100 mm≤L≤115 mm)。核心區混凝土有壓潰現象,壓潰部位面積較大,箍筋及縱筋外露。試件破壞特征見圖9。

圖9 試件BD-2破壞形態Fig.9 Failure pattern of BD-2 specimen

3 試驗結果與分析

3.1 荷載-位移滯回曲線

將各試件每工況下第一圈循環的荷載-位移曲線繪制圖中,得到各試件荷載-位移(P-Δ)滯回曲線(見圖10)。該曲線呈現鋸齒狀的主要原因是由于在快速加載過程中,加載設備不能穩定輸出,但整體上不影響后續分析。

圖10 雙枋-柱節點試件恢復力特征曲線Fig.10 Restoring force characteristic curves of specimen

對比分析各滯回曲線可知:

(1)加載初期(L≤15 mm),各滯回曲線包絡的面積均較小,且恢復力與位移基本表現為直線特性,剛度及強度無明顯衰減,試件基本處于無損傷累積工作階段。

(2)隨著控制位移逐漸增大(15 mm

(3)加載后期(65 mm

上述分析表明,雙枋節點的承載能力高于單枋-柱節點,設置阻尼器的雙枋試件優于未設置阻尼器的試件。在雙枋-柱節點試件設置黏滯阻尼器后,該類型節點的力學性能得到了有效提升。

3.2 阻尼力-位移滯回曲線

筆者以試件BD-2阻尼力-位移(F-Δ)曲線為例(見圖11),選取工況10、工況12等大控制位移下阻尼力-位移曲線進行對比分析:

(1)隨著加載速率的變化,黏滯阻尼器的阻尼力也隨之改變,由此反映了速度型阻尼器的力學特點。

(2)整體上,控制位移較大時,阻尼力-位移滯回曲線更為飽滿。每種工況下,黏滯阻尼器5次循環加載形成滯回曲線并非是一條重合的曲線,而是有一定的“滑移距離”,且隨著控制位移不斷增大,該“滑移距離”也呈現逐漸增大的趨勢。分析原因是隨著加載的繼續,試件損傷不斷累積,從而導致試件的剛度及強度產生不同程度的衰減。

3.3 骨架曲線

取各試件恢復力特征曲線每種工況滯回環峰值荷載及其對應的位移,形成試件的骨架曲線(見圖12)。

對比分析可知:

(1)雙枋-柱節點具有明顯優于單枋-柱節點的承載能力及變形性能,表明將具有較高承載力的雙枋節點設置于傳統風格建筑外圍檐柱,可確保結構具有良好的抗震性能。

(2)試件BD-2、BD-3與試件BD-1相比,前者承載能力要顯著高于后者,且前者骨架曲線超過峰值點后的下降段較后者更為平緩。表明設置黏滯阻尼器后,既能提高結構承載能力,又可有效改善結構的延性性能。

(3)雙枋-柱節點各試件加載初期的骨架曲線基本重合,表明試件開裂前剛度受阻尼器影響較小。這是由于加載初期控制位移較小,黏滯阻尼器尚未發揮其功效;當控制位移增大,試件變形較大時,黏滯阻尼器發揮了良好的協同工作效應,由此體現了黏滯阻尼器與傳統風格建筑相結合的新型結構形式,更適合在抗震設防烈度較高地區使用。

3.4 承載能力及延性分析

位移延性系數μ為荷載下降至峰值荷載85%時對應的破壞位移與結構屈服時位移的比值,即μ=Δm/Δy,屈服位移Δy由文獻[17]中的方法確定。各試件特征點對應的荷載和位移見表4,位移延性系數計算結果見表5。各試件特征點對應的荷載與位移直方圖如圖13所示。

表4 試件特征點對應的荷載和位移及位移延性系數Table 4 Load and displacement corresponding to characteristic point and displacement ductility factor

表5 試件變形能力Table 5 Ductility coefficients of specimen

圖13 試件特征點直方圖對比Fig.13 Comparison of histogram of feature points of specimens

由表4、表5及圖13對比分析可知:

(1)對于開裂荷載,相比于雙枋-柱節點BD-1,試件BD-2、BD-3提升幅度分別為12.3%、6.9%;對于屈服荷載,提升幅度分別為27.5%、48.7%;對于極限荷載,提升幅度分別為16.4%、15.0%。由此表明,可通過設置黏滯阻尼器改善雙枋節點的力學性能,且對于屈服荷載及極限荷載提升幅度更為顯著,由此彌補了傳統風格建筑不滿足現行規范要求的缺點。

(2)相比于單枋-柱節點試件BB-1,雙枋-柱節點BD-1的開裂荷載、屈服荷載及極限荷載增幅分別為18.5%、35.7%、47.1%,表明雙枋-柱節點由于由額的存在,可較大幅度提升結構承載能力及剛度。實際工程中,為求美觀,闌額與由額的截面寬度相等,而闌額截面高度大于由額,致使兩者的剛度不同。通過在由額與柱的位置附設黏滯阻尼器,既可以從一定程度上提升由額的剛度,又可提升結構整體力學性能。

(3)對于雙枋-柱節點,附設黏滯阻尼器試件BD-2、BD-3的延性性能較BD-1分別提高了12.0%、13.5%,表明設置黏滯阻尼器可提升結構的延性性能。實際工程中,對于高烈度地區,在外圍檐柱節點處設置黏滯阻尼器可有效提升傳統風格建筑抗震性能。

(4)附設黏滯阻尼器的傳統風格雙枋-柱節點彈性階段層間位移角平均值θcr=(1.54～1.62)θe,塑性層間位移角θm=(1.47～1.56)θp。表明通過設置黏滯阻尼器可有效改善傳統風格建筑混凝土雙枋-柱節點的抗倒塌能力,試件在荷載下降時仍具有一定的變形能力。

4 結 論

(1)附設黏滯阻尼器可顯著提升傳統風格雙枋-柱組合件的力學性能,采用鋼-混凝土組合結構可有效降低上柱的軸壓比,防止高軸壓比下柱發生壓潰破壞。

(2)設置黏滯阻尼器的雙枋-柱節點的恢復力特征曲線包圍面積更大,耗能能力較強,布置外圍檐柱的雙枋-柱構造形式具有比單枋-柱較高的承載能力及抗倒塌能力。

(3)快速循環荷載作用下,附設黏滯阻尼器后傳統風格建筑雙枋-柱節點試件的抗倒塌能力及承載性能有顯著提升,延性性能提升12.7%,承載能力提升15.7%。

(4)雙枋-柱節點構造具有較大的剛度及整體性,實際工程中可將阻尼器布置在由額與柱連接處,外部以雀替裝飾,從而提升雙枋節點抗倒塌能力。