三面包柱梁式鋼筋混凝土柱托換節點受力性能研究

余 瀟,吳二軍,王 婷

1.河海大學 土木與交通學院,江蘇 南京 210098

2.河海大學 港口海岸與近海工程學院,江蘇 南京 210098

三面包柱梁式鋼筋混凝土柱托換節點受力性能研究

余 瀟1*,吳二軍1,王 婷2

1.河海大學 土木與交通學院,江蘇 南京 210098

2.河海大學 港口海岸與近海工程學院,江蘇 南京 210098

結構托換工程中，常遇到混凝土柱一側施工空間狹小情況，常規的四面包柱梁式柱托換方法不適用。本文結合工程實例，介紹了一種三面包柱梁式鋼筋混凝土柱托換節點，通過有限元計算對其進行受力分析，驗證了設計的可靠性，并通過試驗考察其破壞形態、受力機理以及預應力大小對其承載能力的影響規律。試驗結果表明，三面包柱梁式柱托換節點有良好的承載能力和延性，破壞形態為新舊混凝土界面滑移與托換梁底沖切破壞；托換節點的承載能力與施加的預應力大小呈高度線性關系；當本文試件每個面施加30kN的預應力時，極限承載力可提高約78.84%。

柱托換;三面包柱梁;有限元;預應力;受力性能

在建筑物整體移位、橋梁頂升、既有建筑物大空間開發、既有建筑物樁基托換工程中，柱（樁、墩）托換是常用的關鍵技術之一。當被托換柱四周有足夠的施工空間時，通常采用柱四周對稱包柱梁托換節點，該節點形式簡單，受力狀態明確，至今已有大量研究成果和成功的工程實踐[1,2]。但在實際工程中，經常遇到帶有結構縫的建筑，結構縫兩側相鄰柱被托換時，結構縫一側柱面的施工空間狹小，四周抱柱梁托換節點無法實施。為此，河海大學提出一種三面包柱梁式鋼筋混凝土柱托換節點，并在宿遷鐘吾中學科技樓隔震加固工程中得到成功應用[3]。本文首先介紹了這種新型柱托換節點的構造，然后應用ANSYS軟件對托換節點進行了有限元分析，對設計參數是否滿足工程要求進行驗證，最后通過縮尺模型試驗觀察鋼筋混凝土柱的三面包柱式托換節點的裂縫開展情況和和破壞形態，分析了預應力大小等因素對其承載力和變形性能的影響規律。

1 三面包柱梁式托換節點構造

1.1 構造圖

該托換節點主要由鋼筋混凝土柱、三面包柱的鋼筋混凝土托換梁、托換鋼板、雙向對拉螺栓和預應力螺栓的錨固鋼墊板組成，其中托換鋼板粘貼于空間受限的柱表面，取代了該面的托換梁，宿遷鐘吾中學科技樓隔震加固工程中的托換節點構造與配筋如圖1所示。

1.2 施工工藝

在澆筑托換梁之前，先將柱用取芯機鉆孔，預留兩個方向穿對拉螺栓的孔道。梁、柱混凝土交界鑿毛處理，以保證新舊混凝土界面承載能力和荷載的有效傳遞。然后將鋼板定位和鉆孔，在鋼板和柱表面涂抹結構膠，并在鋼板的兩側沿高度方向焊接L形水平鋼筋。其后，綁扎三面包柱梁的鋼筋，支模，澆筑包柱梁混凝土。澆筑完托換梁后，施加預應力，先將空間受限一側螺母錨緊，另一端采用穿心千斤頂張拉，達到張控應力后用螺母錨具錨緊。

圖1 托換節點示意圖Fig.1 Structure of underpinning joint

2 有限元模型建立

2.1 單元選取

本文采用有限元軟件ANSYS對托換節點進行分析，混凝土采用SOLID65單元模擬，鋼筋采用LINK8單元模擬，鋼板采用SOLID45單元模擬。為反映新舊混凝土之間的粘結滑移作用，采用目標單元Targe170和接觸單元Conta174來創建新舊混凝土之間的接觸對[4]。這里需設置罰函數和“彈簧”算法，其中法向接觸剛度因子FKN取10.0，切向接觸剛度因子FKT取0.1，以此模擬托換節點的實際抗剪情況[4]。根據姚曉[5]的試驗研究，本文新舊混凝土抗剪強度C取值1.7 MPa。因實際工程與有限元計算存在誤差，出于安全考慮，摩擦系數根據文獻[6]取保守值0.4。

2.2 材料特性

參照實際工程情況，鋼筋混凝土柱的混凝土強度設計等級為C35，梁的強度設計等級為C30，彈性模量取3.15×104N/mm2，泊松比取0.2。混凝土的本構關系采用美國E.Hognestad建議的模型。托換節點的縱筋、箍筋、螺桿均采用HRB400的鋼筋，鋼板和鋼筋彈性模量均取2.05×105N/mm2，泊松比均取0.3。鋼筋采用用雙線性等向強化模型BISO模擬。

2.3 模型尺寸

模型尺寸按照圖1中實際節點尺寸選取。柱橫截面尺寸為600 mm×600 mm，柱高1300 mm，柱中縱向放有8根直徑為25 mm的HRB400鋼筋，箍筋為直徑8 mm、間距為200 mm的HRB400的鋼筋，保護層厚度均為50 mm。柱三面采用不同截面的抱柱梁，行走梁橫截面尺寸為500 mm×900 mm，聯系梁尺寸為300 mm×900 mm，其中縱向鋼筋為直徑25 mm的HRB400鋼筋，箍筋為直徑14 mm、間距200 mm的HRB400的鋼筋，螺桿直徑為25 mm，共5根（見圖2）。托換鋼板設計高度為700 mm，長度為1600 mm；預應力螺栓錨固鋼墊板設計高度為400 mm，設計寬度為600 mm；四塊鋼板設計厚度均為20 mm。經過試算，確定單元長度均為50 mm，此時滿足精度要求。

圖2 鋼筋布置示意圖Fig.2 Schematic diagram of reinforcement layout

圖3 約束及荷載示意圖Fig.3 Schematic diagram of constraints and loads

2.4 邊界條件及荷載

參考實際工況，本模型采用兩側條形支撐，即在底面兩側100 mm處施加三個方向的約束。使用集中荷載法，在四周螺桿位置處按照工程實際張拉值施加50 kN預應力。試件的外荷載平均加載在柱頂面，初始荷載為1 MPa，以1 MPa為增量逐級加載（圖3）。

3 有限元結果分析

3.1 有限元輸出結果

以豎向外荷載取3500 kN，預應力取50 kN的工況為例，托換節點第一主應力分布云圖如圖4所示。由ANSYS輸出結果可見，柱身和梁表面所受壓力較小，約為0.66 MPa，分布也較為均勻。因約束條件為兩側條形支撐，可發現模型底座處有明顯應力集中現象。托換鋼板能承受豎向的荷載，其底部跨中位置受拉明顯，最大拉應力為39.02MPa。

圖4 第一主應力云圖Fig.4 Contour of the maximum first principal stress

新舊混凝土接觸面受力云圖如圖5所示，托換節點的最大位移為0.63mm，出現在新舊混凝土交界處。新舊混凝土接觸面在行走梁的兩側受力對稱，與鋼板相連的一側明顯比與聯系梁相連的一側受拉力大，這是由托換節點構造不對稱導致的偏心受壓效應所引起。底部混凝土受拉效果明顯，但節點整體尚未破壞。根據接觸面的受力云圖和接觸狀態，判斷該托換節點會發生界面滑移破壞，而非彎剪破壞等其他破壞形式。

圖5 接觸面受力云圖Fig.5 Stress contour of the interface

隨著荷載增大，托換節點的位移也在不斷增加，通過試算得到了荷載-最大位移曲線，如圖6所示。加載前期該曲線是高度線性的，在外荷載為8000 kN時，最大位移開始快速增長；8500 kN時變化明顯，判斷此時托換節點達到最大承載力。

圖6 荷載-最大位移曲線Fig.6 Load-maximum displacement curve

3.2 有限元結果與實際工況比較

在宿遷鐘吾中學科技樓工程中，柱頂部均勻承受3500 kN的集中荷載即可完成工程需求。通過取保守參數的有限元模型的校核分析，驗證該托換節點的設計是可行的，工程實際中遠未達到它的極限荷載。但工程中未做破壞試驗，使用有限元模型只能定性探討其受力狀態，但不能定量描述其變化規律，故還需設計試驗對此托換節點的受力機理和破壞形態進行進一步探究。

4 試驗方案

4.1 試驗目的

通過1:2縮尺模型試驗觀察鋼筋混凝土柱的三面包裹式托換節點的裂縫開展情況和和破壞形態，分析預應力大小、鑿毛形式等因素對其承載力和變形性能的影響規律，得出三面包裹式柱托換節點的受力機理，為建立實用設計方法提供依據。

4.2 試驗參數

本試驗主要研究了預應力大小對節點的影響，澆筑柱和梁時預留了六個立方體試塊，實測柱立方體抗壓強度均值為33.77 MPa，梁混凝土立方體抗壓強度均值為32.70 MPa，螺桿采用8.8級高強螺桿，兩端各配置2～3個8級高強螺母。具體參數布置表見表1。

表1 構件參數布置表Table 1 List of parameters of components

4.3 試件圖

以JD2為例，托換節點的具體尺寸配筋見圖7。

圖7 試件施工圖Fig.7 construction drawing

4.4 試驗裝置

本試驗構件加載采用200 t量程的TYA-2000型電液壓式壓力試驗機，通過旋緊8.8級高強螺桿上的8.0級高強螺母來施加預應力，通過BHR-4荷重傳感器使四根螺桿上的預應力均達到設計值。為防止柱頭先于新舊混凝土界面破壞，采用芳綸纖維布包裹柱頭。加載裝置如圖8所示。

圖8 加載裝置示意圖Fig.8 Schematic diagram of loading device

4.5 量測內容和加載方式

本試驗的量測內容主要有豎向荷載、螺桿上的預應力、梁和柱的相對位移、柱底位移、梁跨中位移、鋼筋的應變、混凝土應變、鋼板應變以及裂縫的開展情況。量測數據通過DH3816N動態信號采集與分析系統采集。采用分級加載的方法對試件施加荷載，每級荷載遞增50 kN，持荷2 min，直至構件破壞，負載下降。當第一個螺桿斷裂時，打開回油閥，使油液迅速流回油箱。待活塞降到原位后，關閉壓力機，切斷電源。給試件四面編號，分別為A面、B面、C面、D面；給豎向荷載和螺桿上的傳感器編號，分別為YX1-YX5，詳見圖9。

圖9 平面編號示意圖Fig.9 Schematic diagram of number in the plane

5 試驗結果與分析

5.1 試驗現象

5.1.1 JD1試驗現象 JD1為未施加預應力的對比構件 303 kN時，A面左下角首先出現裂縫，隨著荷載升高而逐漸向右上方延伸到頂面，判斷是由支座不平引起的。B面400 kN時出現裂縫，一直向下延伸到底部。C面有鋼板覆蓋，頂部有許多細小豎直裂縫。D面和B面相似，都有一條豎直貫穿裂縫。530 kN時，梁頂面對角線出現一條裂縫。420 kN時，梁和柱的相對滑移增長開始快速增長，此時相對滑移為0.8 mm。極限荷載為534 kN，此時相對滑移為4.3 mm。試件發生界面滑移破壞，破壞時柱底周圍混凝土沖切現象嚴重。裂縫圖詳見圖10。

圖10 JD1裂縫及滑移現象圖Fig.10 Pictures of cracks and slip phenomenon of JD1

5.1.2 JD2試驗現象 JD2為預應力對比試件，預應力大小為10kN。

加載到430 kN時，D面鋼板與混凝土交界處出現裂縫。A面梁底部跨中561 kN時出現裂縫。B面同時出現水平裂縫和豎直裂縫。其他開裂現象與JD1相似。

650 kN時，相對滑移開始快速增長，此時相對滑移為1.0 mm。700 kN時，滑移第二次快速增長，此時相對滑移為1.9 mm。極限荷載為817 kN，此時相對滑移為15.0 mm。隨后荷載下降至804 kN時有巨響，螺桿YX4在C面鋼板與鋼墊板交界處斷裂，荷載迅速下降至768 kN，根據螺桿斷痕判斷其是被剪斷，判斷螺桿YX4參與了界面抗剪。荷載繼續下降至758 kN時有巨響，螺桿YX5在C面鋼板交界處斷裂，荷載迅速下降至654 kN。662.03kN時再次聽見巨響，根據傳感器數據判斷螺桿YX2斷裂，荷載迅速下降至567 kN。YX4與YX5先后斷裂，荷載值相似，共同承受剪力；荷載短暫上升后YX2斷裂，推斷這之間螺桿YX2與YX3受力，隨著螺桿YX2被剪斷試驗終止，此時荷載為567 kN。試件發生界面滑移破壞，破壞時柱底周圍混凝土沖切現象嚴重。裂縫及其他現象圖詳見圖11。

圖11 JD2裂縫及滑移現象圖Fig.11 Pictures of cracks and slip phenomenon of JD2

5.1.3 JD3試驗現象 JD3為預應力對比試件，預應力大小為20 kN。

加載到300 kN時，D面鋼板與混凝土交界處出現裂縫。750 kN時，相對滑移開始快速增長，此時相對滑移為0.3 mm。極限荷載為830 kN，此時相對滑移1.1 mm。隨后荷載下降至690 kN，開始上升，判斷此時螺桿參與抗剪，806 kN時有巨響，螺桿YX5在C面鋼板與鋼墊板交界處斷裂，荷載迅速下降至660 kN，根據螺桿斷痕判斷其是被剪斷。荷載穩定在660 kN，1 min后再次聽見巨響，YX4斷裂。試件最終發生界面滑移破壞，破壞時柱底周圍混凝土沖切現象嚴重（圖12）。

圖12 JD3裂縫及滑移現象圖Fig.12 Pictures of cracks and slip phenomenon of JD3

5.1.4 JD4試驗現象 JD4為預應力對比試件，預應力大小為30 kN。

加載到270 kN時，A面左下角出現裂縫。950 kN時，相對滑移開始快速增長，此時相對滑移為0.8 mm。極限荷載為955 kN，此時相對滑移為0.9 mm。隨后荷載下降至668 kN，開始上升，判斷此時螺桿參與抗剪，807 kN時有巨響，螺桿YX5在C面鋼板與鋼墊板交界處斷裂，根據螺桿斷痕判斷其是被剪斷。其他螺桿現象不明顯。試件最終發生界面滑移破壞，破壞時柱底周圍混凝土沖切現象嚴重（圖13）。

圖13 JD4裂縫及滑移現象圖Fig.13 Pictures of cracks and slip phenomenon of JD4

5.1.5 各試驗現象綜合描述 JD1-JD4為預應力對比試件，隨著預應力的增大，可發現極限荷載明顯提升，基本呈線性關系。其中JD2在達到極限荷載后有一根螺桿迅速斷裂（僅相差11 kN），判斷其在極限荷載時完全參與抗剪。其他試件螺桿在達到極限荷載后75 kN和148 kN后才首次出現斷裂情況，因此判斷其他試件螺桿參與抗剪效果均不明顯。且JD2的極限荷載值為15.0 mm，明顯大于其他試件，分析是因為螺桿變彎過程延長了界面滑移破壞的過程。因此，JD2等效極限承載能力取滑移第二次速變的荷載值，為700 kN。各試件特征值見表2。

表2 JD1-JD4各試驗特征值Table 2 Characteristic values of tests JD1～JD4

5.2 預應力-極限荷載曲線

通過對極限荷載和預應力的數據擬合，得到圖14所示的極限荷載-預應力曲線。相關系數R2為0.9952，可看出極限荷載與預應力大小呈高度線性關系。未施加預應力時，極限荷載為534 kN；當每個面施加30 kN的預應力時，極限荷載為965 kN，極限承載力可提高約78.84%，增強效果明顯。

圖14 極限荷載-預應力曲線Fig.14 Ultimate load-prestress curve

5.3 受力機理分析

通過四個試件的對比分析，可看出在加載初期，螺桿并未受力，托換節點的承載力主要由新舊混凝土的界面粘聚力和骨料咬合力組成[7,8]。隨著荷載加大，界面粘聚力逐漸失效，混凝土骨料咬合力被剪壞，新舊混凝土界面發生滑動摩擦。當滑移塞滿螺桿預留空隙時，螺桿參與受剪并依次被剪斷，此過程荷載因螺桿受剪會略微上升，剪斷后荷載迅速下降，直到所有螺桿均失效，最終發生界面滑移破壞。

對拉螺桿施加的預應力，既有效增強了托換節點的整體性，又增大了新舊混凝土界面的骨料咬合力和摩擦力。當發生界面滑移破壞時，根據庫倫定律以及摩擦力的計算公式，可推出極限荷載與預應力大小呈線性關系。當采用本文的模型比例時，可得到圖14所示的極限承載力與預應力相關的近似公式。

6 結語

本通過有限元分析驗證了三面包柱式鋼筋混凝土柱托換節點的可操作性，并通過試驗初步分析了其破壞現象和受力機理，發現預應力大小與極限荷載呈高度線性關系，可為類似工程提供參考。該托換節點有效避免了施工場地限制，安全可靠，施工簡便，目前關于此類型托換節點的分析研究還很少[9,10]，有待進一步研究其受力機理。

[1]尹 飛,張珍珍,丁志娟,等.北京市西藏中學男生宿舍樓隔震加固設計[J].建筑結構,2013,43(17):121-124

[2]張 鑫,藍戊己.建筑物移位工程設計與施工[M].北京:中國建筑工業出版社,2012

[3]吳二軍,石少雄,張 盼,等.整體平移與隔震加固工程的托換構造設計與施工[J].施工技術,2016,45(4):107-109

[4]劉群星.續建工程新舊混凝土框架節點加固方法有限元分析研究[D].上海:同濟大學,2006

[5]姚 曉,姚彩霞.新老混凝土界面抗剪粘結強度試驗研究[J].廣西質量監督導報,2009(11):49-51

[6]BS Institution.BS 5975-2008 Code Code of practice for temporary works procedures and the permissible stress design of falsework[S].Birmingham:BSI Standard Publication,2008

[7]都愛華.框架結構移位托換節點受力機理的研究[D].濟南:山東大學,2010

[8]劉紀松.結合面插筋框架柱托換節點受力性能研究[D].濟南:山東建筑大學,2013

[9]鄭愛萍.既有建筑托換構件的研究與設計[D].濟南：山東建筑大學，2010.

[10]張芬芬.新舊混凝土界面在低周反復荷載作用下受剪性能研究[D].南京:河海大學,2014

StudyonPerformanceofUnderpinningJointwithThreeSidesBeams EnclosedRCColumn

YU Xiao1*,WU Er-jun1,WANG Ting2
1.College of Civil and Transportation Engineering/Hohai University,Nanjing 210098,China
2.College of Harbor,Coastal and Offshore Engineering/Hohai University,Nanjing 210098,China

In structural underpinning projects,the construction space of one side’s concrete column could often be narrow, thus the common underpinning method four sides beams enclosed RC column of is not applicable.This paper introduced a kind of underpinning joint with three sides beams enclosed RC column column in combination with a project case,and made force analysis on that through finite element calculation which verified the reliability of the design,and inspected the influence rule of its failure mode,stress mechanism and prestress size on its carrying capacity via experiments.The experiment results showed that the underpinning joint with three sides beams enclosed RC column has a good bearing capacity and drawability,and the destruction pattern is the new-old concrete interface slip failure and the underpinning beam bottom’s punch;the bearing capacity of underpinning joint and the imposed prestress size presents a highly linear relation. When each side of the joint is exerted with 30kN prestress,the ultimate bearing capacity could be improved by 78.84%.

Column-underpinning;three sides beams enclosed column;finite element;prestress;force performance

TU746.6

:A

:1000-2324(2017)02-0178-08

10.3969/j.issn.1000-2324.2017.02.004

2016-03-24

:2016-12-03

余 瀟(1991-),男,在讀研究生.研究方向:建筑物的加固與改造.E-mail:yuxiao910406@163.com

*通訊作者:Author for correspondence.E-mail:yuxiao910406@163.com