框架柱托換節點抗震性能研究

李書蓉,張 鑫,岳慶霞,鞏善亮

(1.山東建筑大學 建筑結構加固改造與地下空間工程教育部重點實驗室,山東 濟南 250101;2.山東建筑大學 土木工程學院,山東 濟南 250101; 3.同圓設計集團有限公司,山東 濟南 250101)

建筑物整體移位技術可以解決由于舊城區改造、城市規劃調整等原因,重要建筑及歷史建筑拆除與保護的矛盾。托換技術是建筑物整體移位技術中的關鍵技術之一。目前,框架柱托換主要采用四面包裹式托換[1],如圖1所示。

圖1 四面包裹式托換節點

杜健民等[2]研究了不同界面連接構造(結合面鑿毛和有界面鋼筋)和托換梁配筋對托換節點的破壞形態和承載力的影響,結果表明,由于剪跨比較小,破壞形態均為梁、柱界面沖切破壞,提高托換梁中上部縱筋和配置界面鋼筋可以提高托換節點的承載力和延性。劉建宏[3]通過靜力試驗研究和數值模擬分析發現,隨著剪跨比減小,托換節點的破壞由剪切破壞向界面破壞轉變。張鑫等[4]考慮剪跨比、托換梁縱筋配筋、配箍率、混凝土強度及梁柱結合面插筋配筋等參數,設計了16個托換節點,豎向靜力加載試驗結果表明,剪跨比對托換節點的破壞模式和承載力的影響最為顯著,提出了托換節點的承載力計算公式,寫入JGJ/T 239—2011《建(構)筑物移位工程技術規程》[5],并在試驗研究基礎上,建立了托換梁的拉-壓桿模型[6]。岳慶霞等[7]對配置不同界面鋼筋的托換節點進行了靜力加載試驗研究,結果表明,托換節點的破壞模式主要為界面滑移破壞和托換梁受剪破壞,布置界面鋼筋可以改變托換節點的破壞模式,避免發生界面滑移失效。夏風敏等[8]研究了托換梁剛度與豎向變形的關系,在魯能文昌海天精品酒店平移項目中,取托換梁抗彎剛度為上部結構框架梁剛度的3倍。

目前,對四面包裹式托換節點的受力機理進行了詳細而深入的研究,取得了一系列的研究成果。但對托換節點的抗震性能的研究相對較少。我國是地震多發國家,對四面包裹式托換節點的抗震性能研究十分有必要?；诖?本文設計了5個托換節點試件,通過試驗研究和數值模擬分析研究結合面高度、界面鋼筋參數對托換節點抗震性能的影響。

1 試驗概況

1.1 試件設計

采用1∶2縮尺比例,設計了5個托換節點試件,柱的截面尺寸為300 mm×300 mm,托換梁和托換連梁的寬度均為125 mm,相同高度的托換梁和托換連梁配筋一致。試件主要考慮托換梁截面高度、梁柱界面是否有鋼筋及界面鋼筋數量對托換節點抗震性能的影響。試件參數如表1所示。試件尺寸和配筋如圖2所示。托換梁與框架柱界面鋼筋布置圖如圖3所示。

表1 試件參數

(a) 正立面圖

(a) JD1

柱和托換梁及托換連梁的混凝土強度等級分別為C35和C40,實測被托換柱和梁的混凝土立方體抗壓強度平均值分別為44.43 MPa和43.89 MPa。鋼筋實測的力學性能如表2所示。

表2 鋼筋力學性能

框架柱和托換梁分兩批澆筑,在框架柱達到設計強度后,對界面進行鑿毛處理,然后進行托換梁和托換連梁的澆筑。

1.2 加載和量測方案

采用液壓千斤頂對試件施加豎向軸力,試驗加載裝置如圖4所示。為了保證在水平加載過程中,軸力與試件垂直,傳感器下面安裝球鉸。采用MTS伺服作動器施加往復水平荷載,水平加載采用位移控制,每級荷載循環2次,加載初期位移增幅為1 mm,試件屈服后位移加載增幅為2 mm[9]。當構件的承載力下降至最大荷載的85%,停止加載。

試驗過程中記錄裂縫開展、量測試件關鍵部位的鋼筋應變和混凝土應變,應變片布置如圖5所示。

(a) 連梁

2 試驗現象及破壞形態

除了JD2,試件的破壞過程基本一致,框架柱、托換梁和連梁先開裂,然后是框架柱與托換梁或連梁的結合面開裂,加載過程中,裂縫發展延伸,加載后期梁和結合面裂縫停止發展,框架柱的裂縫開展迅速,鋼筋屈服,最后柱混凝土壓碎,試件破壞。以試件JD1為例,加載位移為4.5 mm時,柱出現水平裂縫,托換梁在節點區內產生豎向裂縫并延伸至梁頂面,連梁產生斜裂縫;位移為9.0 mm時,梁柱結合面開裂;加載過程中,裂縫發展、延伸,裂縫寬度不斷增大,加載后期,梁和結合面裂縫停止發展,主要表現為柱的彎曲破壞,當加載位移21.0 mm時,柱角部混凝土保護層脫落,27.0 mm時柱受壓區混凝土壓碎,鋼筋露出,試件破壞,卸載后結合面完好,沒有殘余裂縫,最終破壞如圖6所示。

(a) 柱

JD2試件最終破壞為柱彎曲破壞,但由于托換梁高度小,結合面插筋布置少,節點結合面開裂較早,加載后期結合面裂縫不斷發展,損傷較嚴重。具體過程如下:位移為4 mm時,托換梁和連梁出現豎向裂縫,位移增大至6 mm時,梁與柱結合面開裂,同時柱出現水平彎曲裂縫。隨著位移增大,結合面發展迅速,加載后期,托換梁和連梁的裂縫基本不再發展,結合面裂縫寬度不斷增大,當加載位移為32.0 mm時,結合面裂縫寬度為3 mm,柱角保護層混凝土脫落,最終柱破壞,卸載后,結合面處有殘余裂縫。與其他試件相比,試件JD2柱角混凝土脫落時加載位移大,這主要是因為,界面高度為200 mm且界面插筋數量少,轉換梁和連梁對柱的約束作用減小,柱破壞出現得晚。

試件最終破壞為柱彎曲破壞,但是結合面開裂及損傷情況略有不同,具體如表3和圖7所示。對比試件JD1-JD3和JD4-JD5,托換梁高度相同的情況下,托換梁和連梁與被托換柱界面的鋼筋越多,界面開裂越晚,損傷越輕,托換節點的整體性越好。對比JD2和JD4可知,界面鋼筋相同的情況下,界面高度越高,節點的整體性越好,界面開裂越晚,界面損傷越輕。

表3 試件開裂位移及結合面損傷情況

(a) JD1

為了說明界面高度對托換節點破壞形態的影響,選擇前期試驗中未配置界面鋼筋的節點往復加載試驗進行對比,托換節點的結合面高度分別為200 mm(JD-200)和400 mm(JD-400)[10],試件尺寸和配筋與本次試驗一樣。JD-200為托換節點破壞,柱與梁界面為薄弱環節,柱的損傷較輕。JD-400是柱彎曲破壞,托換節點的破壞圖如圖8所示。對比試件JD5、JD-200和JD-400,可以發現界面高度是影響節點破壞模式的關鍵因素,當結合面高度不低于300 mm時,無論是否有插筋,最終破壞模式都為柱的彎曲破壞。

圖8 對比試件破壞圖

3 結果分析

3.1 滯回曲線

圖9為試件的荷載-位移滯回曲線圖,從圖中可以看出,加載前期,試件處于彈性工作階段,滯回曲線基本呈線性循環,卸載后的殘余變形很小。隨著荷載增大,滯回環的形狀呈“梭形”,曲線比較飽滿。加載后期,滯回環出現一定的捏縮現象,殘余變形較大。

(a) JD1

3.2 骨架曲線

圖10為試件的荷載-位移曲線對比圖,表4為骨架曲線特征點和延性系數。其中,屈服點采用Park法[11]確定,荷載下降為峰值荷載的85%的點定義為極限點,延性系數為極限位移與屈服位移的比值。由圖10和表4可知:①鋼筋數量增多,托換節點承載力略有下降,與JD2相比,JD1和JD3的承載力分別下降11.1%和6.7%;②對比試件JD4和JD5,當結合面高度為300 mm時,界面是否配鋼筋對節點承載力影響較小,可以忽略;③界面鋼筋對托換節點延性的影響規律不明顯;④結合面高度對節點承載力和延性的影響顯著,對比試件JD2和JD4,結合面高度由200 mm增大為300 mm時,托換節點承載力和延性分別提高13.6%和19.2%。

表4 骨架曲線特征點和延性系數

(a)

3.3 剛度退化

圖11為試件的剛度退化曲線,剛度為每個加載幅值下第一次循環的峰值點對應的割線剛度,定義加載位移2 mm時對應的力和位移比值為試件初始剛度,試件JD1-JD5的初始剛度分別為19.35 kN/mm、15.07 kN/mm、20.49 kN/mm、24.77 kN/mm、26.21 kN/mm。當結合面高度為200 mm時,初始剛度隨著界面鋼筋數量的增加而增大,但當界面鋼筋數量達到一定值時,增加鋼筋,初始剛度的增幅變緩,與JD2相比,JD1和JD3的初始剛度分別提高28.4%和36.0%,而與JD3相比,JD1的初始剛度提高了5.9%。當結合面高度為300 mm時,托換節點整體性較好,是否布置界面鋼筋對節點剛度的影響可以忽略,節點的初始剛度和剛度退化曲線基本一致。對比試件JD2和JD4,結合面高度從200 mm增大到300 mm時,初始剛度提高了64.4%。

(a)

3.4 耗能能力

采用等效黏滯阻尼系數反映試件的耗能能力[12-14],等效黏滯阻尼系數隨加載位移的變化如圖12所示。由圖12可知,當結合面高度為200 mm時,界面鋼筋數量影響節點的耗能,但當界面鋼筋數量達到一定數量時,對耗能能力的影響不明顯。當結合面高度為300 mm時,是否有界面鋼筋對托換節點的耗能能力基本沒有影響。當結合面高度從200 mm增大到300 mm時,托換節點的耗能能力顯著提高,加載位移為22 mm和30 mm時,與試件JD2相比,試件JD4的等效黏滯阻尼系數分別提高19.4%和47.0%。

(a)

3.5 鋼筋應變

圖13為界面鋼筋在每個加載步峰值下的應變曲線圖,JD2界面鋼筋應變在加載過程中陸續破壞,僅列出應變片破壞前的數據。當結合面高度為200 mm時,托換梁(連梁)與柱的整體性相對較弱,界面鋼筋起作用,在往復荷載下JD1部分界面鋼筋屈服,而試件JD2的界面鋼筋較少,鋼筋承受的力較大,其鋼筋應變大于試件JD1的界面鋼筋應變。當結合面高度為300 mm時,節點的整體性較好,往復荷載作用下,界面鋼筋都沒有屈服。

(a)

4 有限元分析

根據試驗結果,可以發現結合面高度為300 mm的托換節點抗震性能高于結合面高度為200 mm的試件,對300 mm×300 mm的框架柱,建議托換梁的高度不小于300 mm,因此選擇結合面高度為300 mm的托換節點進行數值模擬分析。

4.1 有限元模型建立

選用有限元分析軟件ABAQUS進行建模分析。鋼筋采用三維一次桁架單元(T3D2),混凝土采用8節點減縮積分實體單元(C3D8R),鋼筋通過“Embeded”命令嵌入到混凝土中,不考慮鋼筋與混凝土的滑移。托換梁(托換連梁)與框架柱結合面采用面與面接觸,接觸屬性中,法向作用設為“硬接觸”,界面可以傳遞壓應力,切向采用庫倫摩擦模型[15],摩擦因數參考歐洲規范[16],新舊混凝土表面粗糙化處理時,摩擦因數為0.7。有限元模型如圖14所示。

圖14 ABAQUS有限元模型

采用損傷塑性模型(Concrete Damaged Plasticity)模擬混凝土材料的非線性行為,混凝土的受拉和受壓損傷因子采用Birtel[17]建議的方法計算。鋼筋采用雙折線模型,屈服強度根據材性試驗確定。

4.2 有限元模型驗證

對試件JD4和JD5進行單向推覆分析,將得到的力-位移骨架曲線與試驗得到的骨架曲線對比,結果如圖15所示。圖16為混凝土在柱高度方向的壓應變,圖中深灰色表示應變超過混凝土極限壓應變0.003 3,結果表明,試件發生柱的彎曲破壞,混凝土壓碎,與試驗結果一致。

(a) JD4

圖16 JD5混凝土損傷圖

4.3 模型對比分析

為了進一步分析梁高300 mm的托換節點抗震性能,假定梁柱現澆,其他參數與JD5相同,記為JD5′。另外,考慮試驗中梁高300的界面鋼筋僅有一個參數(212),補充鋼筋界面配有414、516的托換節點試件,分別記為JD6、JD7。

圖17(a)為梁柱整體澆筑和托換節點分開澆筑的骨架曲線對比圖。由圖17(a)可知,JD5′的剛度略高于JD5,但荷載峰值和骨架曲線基本一致,說明當結合面高度為300 mm時,結合面黏結較好。增大截面鋼筋數量,荷載-位移骨架曲線基本吻合,見圖17(b)。

(a)

從結合面脫開距離云圖(圖18)可以看出,結合面上部脫開的距離比下部大,沒有界面鋼筋的最大脫開距離為0.753 mm,隨著界面鋼筋增大,結合面脫開距離逐漸減小,與JD5相比,JD4、JD6和JD7的脫開距離分別減小13.0%、27.5%和32.5%,隨著插筋配筋率增大,界面脫開距離的減幅減小。另外,數值分析結果表明,所有節點中的插筋都沒有屈服。說明結合面高度為300 mm時,界面鋼筋對節點的抗震性能基本沒有影響,但在一定程度上可以提高結合面的整體性。而節點在豎向荷載下的試驗結果表明,界面鋼筋影響豎向荷載下托換節點的破壞模式,基于此,界面鋼筋的配置由豎向荷載確定,具體計算方法參考文獻[7]。

(a) JD4 (212)

5 結 論

本文對四面包裹式托換節點的抗震性能進行了試驗研究和數值模擬分析,主要研究結論如下:

(1) 結合面的高度為200 mm時,界面鋼筋會影響托換節點的破壞模式,界面未配置鋼筋的節點發生托換節點的破壞,配置界面鋼筋的托換節點為柱的彎曲破壞。界面鋼筋數量增大,托換節點的初始剛度提高。

(2) 當結合面高度為300 mm時,是否配置界面鋼筋對托換節點的破壞模式、初始剛度和承載力基本沒有影響,但在一定程度上可提高結合面的整體性。

(3) 結合面高度對托換節點的抗震性能影響顯著,增大結合面的高度,結構的承載力、初始剛度、耗能能力顯著提高,建議在實際工程中托換梁(連梁)高度不應小于柱截面尺寸。