裝配式鋼桁架加固框架結(jié)構(gòu)抗震性能分析

趙世宇

(中冶北方(大連)工程技術(shù)有限公司，遼寧 大連 116600)

0 引言

近年來，關(guān)于建筑物的加固和改造，已經(jīng)逐漸成為了從事結(jié)構(gòu)工程專業(yè)人士的重點(diǎn)研究對象[1～2]。本文中以一榀鋼筋混凝土框架結(jié)構(gòu)為例，研究其在利用預(yù)制板翼型和鋼桁架加固后的力學(xué)性能，以及利用PKPM系列軟件模擬其相關(guān)力學(xué)性能，證明該加固方法的有效性[3]。

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1.1 實(shí)驗(yàn)?zāi)Ｐ偷慕?/h3>

選取一榀鋼筋混凝土框架結(jié)構(gòu)為實(shí)驗(yàn)對象，模型選用1：1.5縮尺的比例進(jìn)行制作，框架層高3 m，柱間距為6 m，框架柱的截面尺寸為400 mm×400 mm，縱向鋼筋為8根直徑12 mm的鋼筋,箍筋用直徑6 mm的鋼筋；框架結(jié)構(gòu)的橫向梁截面尺寸為250 mm×500 mm，框架縱向梁截面尺寸為250 mm×450 mm[4]。在抗震設(shè)計(jì)時(shí)，抗震設(shè)防烈度為7度，其地震基本加速度值為0.15 g，后續(xù)使用年限按照40年(B類)的地震作用進(jìn)行配筋計(jì)算。實(shí)驗(yàn)對結(jié)構(gòu)進(jìn)行受力分析，在損傷時(shí)采用翼墻進(jìn)行加固，水平荷載進(jìn)行試驗(yàn)，研究結(jié)構(gòu)的物理力學(xué)性能和能量耗散能力。本框架結(jié)構(gòu)根據(jù)《建筑工程抗震設(shè)防分類標(biāo)準(zhǔn)》GB50223-2017進(jìn)行設(shè)計(jì)，表1給出了模型與結(jié)構(gòu)實(shí)體間的相似關(guān)系[5]。

表1 模型與原型的相似關(guān)系

利用實(shí)驗(yàn)室的MTS(力學(xué)測試與模擬)儀器在框架梁頂層位置施加水平荷載，在框架各層樓板中部架設(shè)千斤頂施加軸向力，通過荷載的施加，來等效模擬框架梁上的均布荷載，并在試驗(yàn)加載時(shí)保持不變，使梁端彎矩等效。實(shí)際加載裝置照片見圖1。

圖1 原框架整體示意圖

1.2 加載方案

根據(jù)《建筑抗震試驗(yàn)方法規(guī)程》(JGJ101-96)[5-2]的有關(guān)規(guī)定，采用應(yīng)力—應(yīng)變雙控制的方法進(jìn)行加載[6]。

1)施加框架柱軸向荷載，實(shí)際框架梁等效均布荷載并在試驗(yàn)過程中保持穩(wěn)定；

2)按照預(yù)計(jì)開裂荷載的20%進(jìn)行預(yù)加載，預(yù)加載反復(fù)二次；

3)試件屈服前，采用荷載控制，分級加載，每級荷載反復(fù)一次；

4)試件屈服后采用位移控制，每級荷載反復(fù)二次；

5)在最大峰值載荷出現(xiàn)后，載荷隨變形和重復(fù)周期的增加而減小。當(dāng)載荷降至最大峰值的85%時(shí)，相應(yīng)的載荷和變形稱為極限載荷與極限變形。當(dāng)最終載荷出現(xiàn)時(shí)，試件被認(rèn)為已經(jīng)被破壞，但它不一定會(huì)失去其承載能力。

1.3 加固方案設(shè)計(jì)

在本次實(shí)驗(yàn)中，首先對該框架結(jié)構(gòu)模型施加循環(huán)荷載[7]，待其發(fā)生重度損壞，采用裝配式構(gòu)件快速加固的方案[8]，在柱子兩側(cè)增設(shè)方鋼管混凝土結(jié)構(gòu)充當(dāng)翼墻，方鋼管尺寸為80 mm×120 mm，其內(nèi)部澆入灌漿料，根據(jù)已損壞框架的實(shí)際層高對應(yīng)制作方鋼管的長度，方鋼管長度平均約為1.7 m。為了加強(qiáng)方鋼管與柱子的協(xié)同作用，預(yù)先在柱中間處鑿除表面混凝土架設(shè)鋼套箍，通過鋼套箍將方鋼管與柱焊接相連。構(gòu)件通過螺栓相連，節(jié)點(diǎn)部分采用焊接將鋼桁架與方鋼管相連形成整體[9]。加固構(gòu)件預(yù)先在工廠已加工完成，進(jìn)行加固作業(yè)時(shí)快速的安裝在框架上，通過簡單的螺栓連接以及焊接將其形成整體，達(dá)到預(yù)期的加固效果。

2 基于PKPM結(jié)構(gòu)加固后抗震性能鑒定

在對結(jié)構(gòu)進(jìn)行抗震分析時(shí)，一般采用時(shí)程分析法[9]。

在該地震波的作用下，該結(jié)構(gòu)在主方向0度上的最大位移見表2所示。

表2 0度方向上地震波—最大位移

在該地震波的作用下，該結(jié)構(gòu)在主方向90度上的最大位移見表3所示。

表3 90度方向上地震波—最大位移

在該地震波的作用下，該結(jié)構(gòu)在主方向0度上的內(nèi)力見表4所示。

表4 0度方向上地震波—剪力

在該地震波的作用下，該結(jié)構(gòu)在主方向90度上的內(nèi)力見表5所示。

表5 90度方向上地震波—剪力

文中，在PKPM系列軟件中選用了1條地震波TH3TG045，分別計(jì)算樓層剪力的包絡(luò)值和CQC法樓層剪力的包絡(luò)值，將二者對比得到各層地震力放大系數(shù)見表6所示。

表6 地震力放大系數(shù)

在選用的TH3TG045地震波下，該結(jié)構(gòu)在0度方向和在90度方向上地震波下主方向最大位移簡圖如圖2所示。

0度方向 90度方向圖2 TH3TG045地震波下主方向最大位移簡圖

在選用的TH3TG045地震波下，該結(jié)構(gòu)在0度方向和在90度方向上地震波下主方向剪力簡圖如圖3所示。

0度方向 90度方向TH3TG045地震波下主方向剪力簡圖

本部分基于PKPM—SAUSAGE大震下動(dòng)力彈塑性分析程序計(jì)算結(jié)果，對加固后結(jié)構(gòu)的彈塑性分析與通過反應(yīng)譜法得到的底部剪力、層間位移、主方向剪力得到的數(shù)值對比，可作出如下評價(jià)：

1)時(shí)程分析中X向最大層間位移角平均值為1/2 874，Y向最大層間位移角平均值為1/1 371，通過反應(yīng)譜法得到的結(jié)果中，X向最大層間位移角平均值為1/325，Y向最大層間位移角平均值為1/283，由計(jì)算結(jié)果可知，時(shí)程分析最大層間位移角平均值小于反應(yīng)譜分析的最大層間位移角，且兩者均小于規(guī)范限值1/50。

2) 時(shí)程分析結(jié)果中，平均底部剪力為172.05 kN，振型分解反應(yīng)譜法中平均剪力為119.26 kN，172.05/119.26=1.44，計(jì)算結(jié)果大于0.8。

3)結(jié)構(gòu)在罕遇地震作用下的最大頂點(diǎn)位移達(dá)到X方向上3.078 mm，Y方向上5.631 mm,并仍能保持直立狀態(tài)。

3 加固前后結(jié)構(gòu)的抗震性能對比

3.1 框架的滯回曲線

滯回曲線[10]所反映的是結(jié)構(gòu)在受到力的作用時(shí)，發(fā)生形變的情況以及對能量的抵消能力[11]，結(jié)構(gòu)在加固前的滯回曲線如圖4所示，加固后的滯回曲線如圖5所示。

圖4 原結(jié)構(gòu)滯回曲線

圖5 加固后結(jié)構(gòu)滯回曲線

從圖4和圖5的對比中可以看出，在加載初期，構(gòu)件處于強(qiáng)化階段，此時(shí)兩組構(gòu)件的滯回曲線大致相同，當(dāng)鋼筋達(dá)到屈服以后，改用應(yīng)變幅值控制加載，通過對比兩圖中的滯回曲線可以看出，隨著應(yīng)變幅值的增加，滯回曲線的斜率減小。后期，隨著應(yīng)變幅值的持續(xù)加大，結(jié)構(gòu)發(fā)出破裂的聲響，此時(shí)滯回環(huán)出現(xiàn)了收縮。當(dāng)構(gòu)件出現(xiàn)斜裂縫時(shí)，構(gòu)件即將發(fā)生剪切破壞，此時(shí)滯回曲線的斜率越來越小，參考整個(gè)滯回曲線及其所包圍成的面積，可以看出采用翼墻加固后的框架耗能能力得到了顯著的提升。

3.2 骨架曲線的比較

滯回曲線上同向(拉或壓)各次加載的荷載極值點(diǎn)依次相連得到的包絡(luò)曲線稱為骨架曲線[12]。

試驗(yàn)實(shí)測各階段荷載及位移如表7所示，根據(jù)試驗(yàn)的實(shí)測值，加固前后框架結(jié)構(gòu)的骨架曲線如圖6所示。

表7 實(shí)驗(yàn)各階段荷載及位移值

圖6 骨架曲線對比圖

在兩次低周反復(fù)加載作用下，通過對比分析這些結(jié)果可以得出：

1)骨架曲線呈直線狀態(tài)，此時(shí)構(gòu)件處于彈性階段，當(dāng)構(gòu)件發(fā)生開裂后，骨架曲線出現(xiàn)了第

一個(gè)轉(zhuǎn)折點(diǎn)，隨后曲線的斜率減小，剛度也隨之減小。當(dāng)構(gòu)件中的鋼筋達(dá)到屈服以后，將變量從應(yīng)力變?yōu)閼?yīng)變，從曲線中可以看出，斜率持續(xù)變小，此時(shí)構(gòu)件處于塑性強(qiáng)化階段。

2)由骨架曲線可以看出，加固后框架的承載力明顯增高，與原框架試驗(yàn)相比，承載力提高了約37%。加固后框架結(jié)構(gòu)中的節(jié)點(diǎn)和梁、柱充分發(fā)揮了作用，從而增加了框架的整體穩(wěn)定性。

3)加固后框架的骨架曲線平行段較長，表明具有良好的延性，與原框架相比，其平均位移延性系數(shù)提高了約70%。

3.3 延性與變形的比較

本文中的結(jié)構(gòu)各階段的延性系數(shù)見表8。

表8 框架結(jié)構(gòu)各階段的延性系數(shù)

通過對比分析可以得出以下結(jié)論：

1)在極限荷載點(diǎn)時(shí)，加固后框架結(jié)構(gòu)的位移延性系數(shù)均值達(dá)到12.89，而原框架結(jié)構(gòu)的位移延性系數(shù)均值只有9.79，平均提高了32%左右。由此看出，加固后框架結(jié)構(gòu)的延性指標(biāo)得到了提高。

2)原框架和加固后框架的有效延性系數(shù)均大于5，符合抗震規(guī)范要求。

3)在各階段的頂點(diǎn)位移值、層間側(cè)移值、延性系數(shù)，加固后框架均大于原框架。說明延性與變形能力方面，加固后框架均優(yōu)于原框架。

3.4 強(qiáng)度和剛度退化的比較

結(jié)構(gòu)剛度的退化是表征結(jié)構(gòu)動(dòng)力性能的重要特性之一。在加固后框架經(jīng)歷二次反復(fù)循環(huán)加載后，各階段的強(qiáng)度降低系數(shù)λ1和剛度降低系數(shù)λ2見表9。剛度退化曲線對比見圖7。

表9 框架各階段的強(qiáng)度降低系數(shù)λ1以及剛度降低系數(shù)λ2

圖7 剛度退化曲線的對比

通過以上對比可以看出：

1)在低循環(huán)荷載作用下，框架的強(qiáng)度和剛度隨加載次數(shù)的增加而逐漸減小。但由于損傷和鋼筋的積累，初始剛度明顯高于初始框架。當(dāng)達(dá)到屈服點(diǎn)時(shí)，鋼筋混凝土框架結(jié)構(gòu)的承載力和剛度的下降速度要慢于原有框架。當(dāng)達(dá)到峰值負(fù)荷點(diǎn)時(shí)，鋼筋混凝土框架結(jié)構(gòu)的承載力和剛度比原來的框架下降得更快。

2)加固前后框架正負(fù)的兩個(gè)加載方向上，它們的剛度退化曲線都有不對稱的現(xiàn)象，這是由于試驗(yàn)時(shí)鋼材的包辛格效應(yīng)、混凝土材料的不均勻性以及加載裝置的不對稱性等所導(dǎo)致的。

3)通過對鋼筋混凝土框架結(jié)構(gòu)與原框架剛度退化曲線的比較，認(rèn)為框架結(jié)構(gòu)的初始剛度較大，只有隨著位移和荷載的增加，剛度的下降才逐漸趨于平緩。在此過程中，鋼筋混凝土框架結(jié)構(gòu)的剛度退化曲線相對平緩，說明選擇正確的加固方法可以使受損的框架結(jié)構(gòu)具有更好的抗震性能。

3.5 耗能能力的比較

在地震力作用的過程中，能耗是評價(jià)結(jié)構(gòu)抗震性能的重要指標(biāo)[13]，通常，用粘滯阻尼系數(shù)來進(jìn)行定性描述，在本實(shí)驗(yàn)中，實(shí)測原框架與加固后框架各階段的等效粘滯阻尼系數(shù)如表10所示。

表10 實(shí)驗(yàn)各階段的等效粘滯阻尼系數(shù)對比

4 結(jié)語

1)加固框架的P-Δ滯回曲線基本呈梭形，后期略有捏縮現(xiàn)象。整體位移較大，延性系數(shù)均值達(dá)到12.89，比原框架提高了約32%，加固后框架具有良好的延性。

2)本次試驗(yàn)中預(yù)制翼墻及鋼桁架對混凝土框架進(jìn)行加固的效果明顯，該加固體系與框架有良好的協(xié)同工作性能，加固后框架的抗側(cè)剛度有很大提高，加固效果明顯。加固體系能夠最大限度的保護(hù)原結(jié)構(gòu)，達(dá)到預(yù)期加固目的。

3)分別利用PKPM系列軟件中的SATWE和鑒定的加固模塊對加固結(jié)構(gòu)進(jìn)行了抗震性能評價(jià)和分析。計(jì)算了參與地震振型的各地震波方向的有效質(zhì)量系數(shù)、地震力、各振動(dòng)類型的基礎(chǔ)剪切力和地震作用下的剪切力、各層的結(jié)構(gòu)剪切強(qiáng)度比、傾角和垂直剪切、位移角。將計(jì)算結(jié)果與《抗震設(shè)計(jì)規(guī)范》、《高層設(shè)計(jì)規(guī)范》相比較，均符合規(guī)范要求。