PC基础隔震结构新型隔震层框架节点抗震性能分析

2021-10-17杜永峰李芳玉

工程科学与技术 2021年5期

杜永峰，李虎，李芳玉

(1.兰州理工大学防震减灾研究所，甘肃兰州 730050；2.兰州理工大学甘肃省减震隔震国际科技合作基地，甘肃兰州 730050)

建筑行业为国计民生做出重大贡献的同时，消耗了大量的资源和能源，也给社会环境带来了巨大压力，为此，国家大力发展预制装配式建筑。隔震技术能够有效提高结构的抗震性能和抗灾能力，已在装配式建筑中得到了应用且经历地震的考验[1–2]。

国内外学者针对预制装配式混凝土隔震结构进行了探索和研究。Tiong等[3]对一个两层装配式框−剪隔震结构的抗震性能进行了非线性分析；卫杰彬[4]、谭平[5–6]等对一个高层装配式层间隔震结构进行了动力弹塑性时程分析，研究了高层装配式层间隔震结构在超大地震下的损伤机理和失效破坏模式，为装配式高层结构层间隔震技术的发展提供了理论依据，并针对隔震层框架节点提出了一种新型连接构造方式，利用缩尺模型试验对其抗震性能进行了检验；王维[7]开展了预制装配式隔震剪力墙结构的振动台试验研究，考察高阻尼隔震支座对提高预制装配式隔震剪力墙结构抗震性能的作用，并运用IDA方法进行结构地震易损性分析及抗倒塌性能研究，提出了直接基于位移的预制装配式隔震剪力墙结构的设计方法。

对于基础隔震结构，隔震层是上部结构的基础，其结构整体性要求较高，隔震层框架节点连接的可靠性直接影响着隔震层的整体性和抗震性能。本文针对预制装配式混凝土（PC）基础隔震结构的隔震层部分，对隔震层梁底纵筋的焊接连接方式进行了改进并开展拉拔试验，提出了一种框架节点连接方式。利用ABAQUS建立了新型预制装配式隔震层框架节点和传统现浇节点的有限元模型，并进行抗震性能模拟分析，根据两类节点的力学性能差异对预制装配式隔震层框架节点的连接构造进行改进，从而得到结构整体性更优的节点连接方式。

1 纵筋连接方式及性能试验

1.1 纵筋连接方式及加载设备

预制混凝土构件的拼接，其本质上是预制构件之间钢筋的连接和新旧混凝土的粘结。预制构件中钢筋嵌固在混凝土中，传统的钢套筒连接技术不再适用。为此，国内外学者提出了多种钢筋连接技术，如套筒灌浆连接、浆锚搭接连接、套筒挤压连接技术等[8–9]。焊接作为钢筋连接的常用方法之一，具有连接质量高、整体性好、节约钢材等优点，但焊接时钢筋再次受热，容易出现截面缩小、局部脆裂等问题。常见的钢筋搭接焊接、钢板连接焊接中普遍存在拉力偏心现象，导致焊接区域或连接钢板发生弯折变形，这极易造成拼接区域混凝土过早开裂、保护层剥离等现象，直接影响结构的完整性。于是，本文提出了在连接钢板上开设凹槽后，与钢筋先搭接，再焊接固定的连接方式。考虑到钢筋再次受热后，在大变形等极端条件下焊接区域易发生脆性破坏，结构抗连续倒塌能力降低等[10]问题，本文又提出了利用钢套筒先将钢筋端头进行保护，再与开槽钢板焊接的连接构造方式。为了检验上述钢筋连接方式的抗拉性能和连接段的变形情况，进行了8组钢筋连接试件的拉拔试验，钢筋试件的拉拔试验装置如图1所示。具体的钢筋连接构造见表1。

图1 试验加载装置Fig. 1 Test setup

1.2 试验材料

钢筋选用HRB400级螺纹钢，直径d=16 mm，试样总长度取500 mm；连接钢板选用Q345B钢材，长×宽×高为200 mm×50 mm×20 mm，方式5、方式7（表1）中在连接钢板上与钢筋、钢套筒的搭接位置处开设圆弧形凹槽，焊接时钢筋的中轴线与钢板上表面恰好重合；选用BB416SK钢筋直螺纹套筒；单面焊接时焊接长度取10d，双面焊接时焊接长度取5d。

1.3 试验结果

各组试件的破坏形态如表1所示，试验测得各连接试件的屈服强度和抗拉强度见表2。由表1、2可知，采用搭接焊接连接（方式2～5）时，钢筋试件的抗拉强度与通长钢筋（方式1）接近；钢筋与钢筋搭接焊接（方式2、3）时，焊接段出现了明显的弯折变形，单面焊接时连接区域较长，弯折更明显；采用钢套筒焊接（方式6、7）或连接（方式8）时，由于端头钢筋进行了滚轧螺纹处理，钢筋的有效截面减小，导致其屈服强度和抗拉强度较通长钢筋有所降低，但相差较小；采用钢板搭接焊接（方式4、6）时，钢板发生了明显的弯折变形，偏心越大，弯折越显著；在钢板上开设凹槽后再进行搭接焊接（方式5、7）时，由于钢筋与钢板之间的轴向偏心减小，连接钢板的弯折变形显著减小。

表1 钢筋连接方式及破坏形态Tab. 1 Connection modes and failure modes of reinforcement bars

表2 试件抗拉性能Tab. 2 Tensile properties of specimens

综上可知，连接钢板上开设凹槽后，钢筋与钢板之间的轴向偏心减小、接触面积增大，连接试件的抗拉能力与通长钢筋接近，连接钢板的弯折变形较小；钢筋端头设钢套筒保护后，焊接仅发生在钢套筒与钢板之间，对受力钢筋的影响较小，最大程度地保留了钢筋的原有属性，但抗拉强度略有降低。

2 隔震层框架节点连接构造的提出

图2 装配节点几何尺寸及构造Fig. 2 Dimensions and details of assembly joint

2.1 有限元模型建立

利用ABAQUS分别建立传统现浇隔震层框架节点（简称“现浇节点”，记为RC）和预制装配式隔震层框架节点（简称“装配节点”，记为PC）的有限元分析模型。叠合梁采用C30混凝土，上柱、支墩采用C40混凝土；叠合梁、上柱及支墩中的受力纵筋均采用HRB-400钢筋，箍筋采用HPB300钢筋。预制装配式隔震层框架节点的截面尺寸、配筋及构造见图2。

混凝土、钢板采用C3D8R实体单元，钢筋采用T3D2线单元，使用嵌入区域约束（embedded region）功能将钢骨架嵌入混凝土单元，不考虑钢筋、钢板与混凝土之间的粘结滑移。与现浇节点相比，装配节点中新旧混凝土之间存在薄弱粘结面，建模时，需考虑新旧混凝土界面上可能发生剥离破坏时的非线性性能。在ABAQUS中采用Spring2弹簧定义新旧混凝土界面上的非线性界面力与相对位移的关系，通过在新旧混凝土界面上相同位置的两节点之间设置3个弹簧来分别模拟法向和两个切向的粘结性能[11–12]。装配框架节点的有限元模型如图3所示。

图3 装配节点有限元模型Fig. 3 Finite element model of assembly joint

2.2 钢材材料属性

钢筋材料采用Qu[13]改进的Clough钢筋滞回本构模型，如图4所示。

图4 钢筋滞回模型Fig. 4 Hysteretic model of reinforcement

该模型能较好地考虑钢筋加载–卸载–反向加载过程产生的包辛格效应，其可行性已经得到了验证[14]。方自虎等[15]根据Qu改进的Clough模型编写了钢筋材料本构的子程序文件，可直接在ABAQUS中安装、调用。钢板采用双折线形式的随动强化模型，强化段模量取弹性模量的1%，泊松比取0.3。梁中部分受力纵筋的屈服、抗拉强度见表2，箍筋及上柱中受力纵筋的抗拉强度参考文献[16]试验数据。支墩中受力纵筋及箍筋的直径较大，连接钢板也始终处于弹性状态，故支墩中纵筋、箍筋及连接钢板的抗拉强度取值参考《混凝土结构设计规范》（GB50010—2010）[17]中推荐的标准值。

2.3 混凝土损伤塑性模型

混凝土材料选用混凝土损伤塑性模型（CDP模型），CDP模型适用于单调加载和循环加载作用下混凝土结构和构件的非线性分析[18]。混凝土材料的本构关系采用文献[17]中推荐的应力–应变关系，其中混凝土单轴受拉、压损伤演化参数与CDP模型中塑性损伤因子的含义不同，不能直接用于CDP模型，根据能量等价原理可建立二者之间的转化关系[19]。本文所用C30、C40混凝土的抗压强度参考文献[16]，C30、C40混凝土的CDP模型参数如图5所示，CDP模型中其他参数的取值见表3[20]。混凝土、钢筋桁架单元尺寸取50 mm，连接钢板的单元尺寸取20 mm。

表3 CDP模型参数经验取值Tab. 3 Parameter’s values of CDP model in experience

图5 C30、C40混凝土的CDP模型参数Fig. 5 CDP model parameters of C30 and C40

2.4 模型加载方案

上柱的设计轴压比取0.3，柱顶施加轴向集中力荷载，水平往复荷载采用位移控制方法施加，选用柱端加载方式，以2、4、6、 ···、60 mm为幅值进行加载，每个幅值循环1次，直至荷载下降至峰值荷载的85%，模型加载方案如图6所示。

图6 加载方案Fig. 6 Loading scheme

3 结果分析

3.1 破坏模式

低周往复荷载下混凝土的等效塑性应变及拉、压损伤状态如图7所示。由图7可见：混凝土的塑性损伤均集中在梁根部，且现浇节点的塑性损伤程度明显大于装配节点，上柱和支墩混凝土均未发生塑性损伤，符合强柱弱梁、强节点弱构件的抗震设计要求；两类节点的受压损伤主要集中在梁端约1/3梁长度区域内，受拉损伤分布较广，主要发生在整个梁上、梁与支墩的交接区域以及柱底区域。

(4)根据生产管理系统数据，分析同一工序各类成本比例、原材料成本比例、全月各工序成本比例、同期成本比较等，可以帮助企业分析水泥生产成本的构成情况，更好地节约成本，提高经济效益。

图7 节点损伤状态Fig. 7 Damage state of joints

3.2 滞回曲线

现浇节点与装配节点的滞回曲线如图8所示。由图8可见：加载位移较小时，滞回曲线基本呈直线，残余位移较小；随着水平加载幅值继续增大，滞回曲线逐渐呈梭形，残余位移也逐渐增大。现浇节点滞回曲线较饱满，加载后期装配节点滞回曲线捏缩较显著。

图8 节点滞回曲线Fig. 8 Hysteretic curves of joints

3.3 骨架曲线

两类节点的骨架曲线如图9所示。采用等效弹塑性能量法确定骨架曲线的屈服点，取骨架曲线下降段对应峰值荷载85%的点作为极限荷载点，骨架曲线的特征参数汇总见表4（仅以正向为例）。由图9和表4可知：现浇节点的峰值荷载高于装配节点；达到峰值荷载后，现浇节点的承载力下降比较迅速，装配节点的承载力下降较为缓慢，装配节点的延性系数较大，说明装配节点的变形能力较强。

表4 骨架曲线的特征参数Tab. 4 Characteristic parameters of skeleton curves

图9 节点骨架曲线Fig. 9 Skeleton curves of joints

3.4 刚度退化

按照文献[21]计算得到试件割线刚度Km与加载位移Δ的关系曲线，如图10所示。由图10可知：随加载位移的增大，两类节点的刚度均逐渐降低；屈服前，节点的刚度退化均比较明显，且现浇节点的刚度大于装配节点；屈服后，节点的刚度退化均相对缓慢，且装配节点的刚度逐渐大于现浇节点。

图10 节点刚度退化曲线Fig. 10 Stiffness degradation curves of joints

3.5 耗能性能

按照文献[21]计算得到各节点的能量耗散系数E曲线，如图11所示。由图11可知：随着加载位移的增大，各节点的耗能呈增长趋势；加载前期，两类节点的耗能能力相当，变形小，耗能也少；加载后期，变形较大，耗能显著增加，且现浇节点的耗能能力逐渐大于装配节点，这是因为装配节点中新旧混凝土连接位置过早开裂，节点的塑性发展主要集中在连接位置处，塑性发展区域较小，消耗的能量相对较少；而现浇节点的塑性铰出现在梁端，塑性铰分布在一定的长度范围内，所以消耗的能量相对较多。

图11 节点能量耗散系数曲线Fig. 11 Energy dissipation coefficient curves of joints

4 节点改进及性能分析

与现浇节点相比，装配节点的承载力和刚度偏低，说明装配节点的整体性较弱。主要原因是新旧混凝土粘结面过早开裂，导致装配节点的塑性发展区域集中。因此，必须控制新旧混凝土界面之间的相对变形，加强新旧混凝土之间连接的整体性。钢筋混凝土结构中，混凝土对钢筋有极强的握裹、锚固作用，因此，可利用带肋钢筋良好的抗拉、锚固性能，以及金属的大弹模特性，在新旧混凝土之间贯通锚固钢筋来约束新旧混凝土之间发生相对位移，以此来提高新旧混凝土的连接性能。由表1、2可知，采用钢套筒连接（方式8）时，施工操作简单，钢筋试件的抗拉性能可靠。此外，锚固钢筋还可提高新旧混凝土粘结面上的抗剪承载能力。

在原隔震节点设计的基础上改进如下：1）梁中受力纵筋的连接方式不变，预制梁构件制作时，在其端部预埋锚固钢筋和钢套筒，钢套筒的一端与梁中预埋的锚固钢筋连接，另一端用于连接支墩中的锚固钢筋。2）施工时，待预制梁构件吊装就位、支墩钢筋骨架吊装完成后，再将支墩中的锚固钢筋与预留钢套筒进行连接。3）通过上述方法对装配节点的连接构造进行改进，从而得到一种改进的预制装配式隔震层框架节点连接构造方式。

锚固钢筋的数量和直径对新旧混凝土的约束作用不同。本文锚固钢筋的直径取16 mm，仅考虑锚固钢筋的数量变化，设计如图12所示的两种锚固构造方式，并建立PC−1节点和PC−2节点的有限元分析模型。PC−1中设置了2根锚固钢筋，PC−2中设置了4根锚固钢筋，为使锚固钢筋的拉力尽量分布均匀，锚固钢筋沿预制梁高均匀布置，具体布置方式及连接构造如图12所示。

图12 改进的装配节点连接构造Fig. 12 Details of improved assembly joints

按照第2.4节中的加载方案，继续对PC−1、PC−2节点施加低周往复荷载，进行抗震性能分析。

4.1 破坏模式

低周往复荷载作用下，PC−1、PC−2节点混凝土的等效塑性应变及拉、压损伤状态如图13所示。由图13可知：与PC、RC节点相比，PC−1、PC−2节点中混凝土的塑性损伤范围向梁跨中方向转移，主要集中在梁端锚固钢筋的分布区域，且PC−2节点中混凝土的塑性损伤程度明显大于PC−1节点，上柱和支墩混凝土均未发生塑性损伤，梁–支墩连接区域混凝土拉、压损伤加剧。

图13 PC–1、PC–2节点损伤状态Fig. 13 Damage state of PC–1 joint and PC–2 joint

4.2 滞回曲线

各节点滞回曲线的对比结果如图14所示。由图14可知：随着梁端锚固钢筋数量的增加，装配节点滞回环的捏拢效应越明显；与RC节点相比，PC−1、PC−2节点滞回环的捏拢效应更显著，说明消耗的能量减少。这是因为增设锚固钢筋后梁端受力纵筋的塑性发展受到约束，导致其塑性耗能减少。

图14 节点滞回曲线对比Fig. 14 Comparison of hysteretic curves of joints

4.3 骨架曲线

各节点的骨架曲线如图15所示。由图15可知：PC−2、PC−1、RC和PC节点的骨架曲线依次呈现包络状态，说明PC、RC、PC−1和PC−2节点的承载能力依次增大；梁端设置锚固钢筋后，相当于提高了梁端局部区域的配筋率，导致节点的承载能力增大。从图15（b）可以看出，在梁端增设2根锚固钢筋后，装配节点的承载能力已经超过现浇节点。所以，在梁端增设锚固钢筋可有效改善装配节点的承载能力。

图15 节点骨架曲线对比Fig. 15 Comparison of skeleton curves of joints

4.4 刚度曲线

各个节点的割线刚度Km曲线如图16所示。由图16可知，PC、RC、PC−1和PC−2节点的初始刚度依次增大，说明其整体性依次增强。这是因为梁端增设锚固钢筋后，局部刚度增大，导致节点的整体刚度增大。从图16（b）可以看出，梁端设置2根锚固钢筋时，装配节点的刚度已经超过现浇节点。所以，在梁端增设锚固钢筋可改善装配节点的刚度特性，提高装配节点的整体性。

图16 节点刚度退化曲线对比Fig. 16 Comparison of stiffness degradation curves of joints

4.5 耗能性能

各节点的能量耗散系数E曲线如图17所示。由图17可见，PC−1、PC−2节点的能量耗散系数均小于PC节点，也小于RC节点，说明PC−1、PC−2节点的耗能能力低于PC节点，更低于RC节点。这是因为锚固钢筋直径较大且位于预制梁中部，加载过程中锚固钢筋未发生屈服，锚固钢筋在约束新旧混凝土剥离裂缝扩张的同时，也阻碍了剥离裂缝位置处梁底部和顶部受力纵筋的拉伸变形，从而减小了受力纵筋的塑性变形，导致装配节点的滞回耗能能力较低。