底部帶屈曲約束支撐的搖擺桁架抗震性能試驗(yàn)研究

楊曉燕　 馮玉龍　 吳　京　 龐熙熙

(1東南大學(xué)混凝土及預(yù)應(yīng)力混凝土結(jié)構(gòu)教育部重點(diǎn)實(shí)驗(yàn)室, 南京 210096)(2合肥工業(yè)大學(xué)土木與水利工程學(xué)院, 合肥 230009)(3國網(wǎng)經(jīng)濟(jì)技術(shù)研究院有限公司徐州勘測設(shè)計(jì)中心, 徐州 221005)

底部鉸接的搖擺墻由于自身抗彎剛度較大,在水平作用下強(qiáng)迫結(jié)構(gòu)發(fā)生基本一致的位移角時(shí)可以控制相鄰框架的變形模式,分散結(jié)構(gòu)損傷.Alavi等[1]提出采用底部鉸接的墻體加固近場地震作用下的抗彎框架,使框架-搖擺墻結(jié)構(gòu)的層間變形均勻,避免了地震損傷的集中.

底部鉸接的搖擺墻不耗散地震能量,因此,將阻尼器加入到搖擺墻中有利于減小地震響應(yīng),阻尼器的安裝位置通常是在搖擺墻底部或者搖擺墻與框架連接處.曲哲[2]提出采用底部與基礎(chǔ)鉸接的搖擺墻可以加固鋼骨混凝土框架結(jié)構(gòu),利用搖擺墻來控制框架結(jié)構(gòu)在地震作用下的變形模式,將阻尼器安裝在搖擺墻與相鄰框架柱之間,減小了結(jié)構(gòu)的響應(yīng).Djojo等[3]在搖擺剪力墻底部安裝耗能彈簧,使搖擺剪力墻能夠繞底部中點(diǎn)進(jìn)行轉(zhuǎn)動(dòng),耗能彈簧能消耗地震能量.

由于豎向桁架也具有足夠的平面內(nèi)剛度,因此搖擺桁架與搖擺墻的受力特點(diǎn)是一致的.同時(shí),屈曲約束支撐(BRB)既具有足夠的彈性剛度,又能在屈服后穩(wěn)定地耗能.Takeuchi等[4-5]將兩者結(jié)合,提出了在搖擺桁架底部安裝BRC(buckling restrained column),并采用數(shù)值模擬的方法進(jìn)行了抗震性能分析,又將其應(yīng)用于實(shí)際結(jié)構(gòu)中.杜永峰等[6]將帶有自復(fù)位消能支撐的搖擺架加入到框架結(jié)構(gòu)中,可以使框架結(jié)構(gòu)的損傷均勻分布,并減小了框架結(jié)構(gòu)的位移響應(yīng).武大洋[7]開展了輕型消能搖擺架的縮尺振動(dòng)臺(tái)試驗(yàn),在鋼框架中加入輕型搖擺架,結(jié)構(gòu)變形以一階振型為主.

底部帶BRB的搖擺桁架(hinged truss with BRBs at base,HTBB)結(jié)構(gòu)通過搖擺桁架控制變形模式和BRB進(jìn)行耗能.BRB良好的延性和優(yōu)異的耗能能力,使構(gòu)造的新型結(jié)構(gòu)相當(dāng)于一榀具有高延性的剪力墻.通過控制BRB屈服先于搖擺桁架桿件的損傷,使地震過程中搖擺桁架保持彈性,損傷集中于BRB,因而震后只需更換BRB即可恢復(fù)結(jié)構(gòu)功能,符合可恢復(fù)功能結(jié)構(gòu)的要求[8].本文通過擬動(dòng)力試驗(yàn)驗(yàn)證HTBB的抗震能力,通過擬靜力試驗(yàn)研究BRB的低周疲勞性能以及整體結(jié)構(gòu)的滯回性能和破壞模式.

1　試驗(yàn)

1.1　結(jié)構(gòu)簡介與模型設(shè)計(jì)

試驗(yàn)原型結(jié)構(gòu)為1幢五層鋼結(jié)構(gòu),其平面尺寸為26.0 m×43.2 m,如圖1(a)所示.圖1(b)和(c)分別為橫向搖擺桁架和縱向搖擺桁架示意圖,層高均為3.3 m.所在地區(qū)抗震設(shè)防烈度為7度,設(shè)計(jì)地震分組為第2組,Ⅱ類場地土.頂層總質(zhì)量為660 t,其余層總質(zhì)量為810 t.鋼框架為重力框架,只承受豎向荷載,水平作用分別由x和y兩個(gè)方向的HTBB承受.

(a) 平面布置圖

(b) HTBB1立面圖

(c) HTBB2立面圖

圖1原型結(jié)構(gòu)布置圖(單位:mm)

試驗(yàn)構(gòu)件按照x方向的HTBB2進(jìn)行設(shè)計(jì).由于HTBB可以控制框架的變形模式,因而將框架近似為一階模態(tài)變形,多自由度體系轉(zhuǎn)化為單自由度體系,且將等效質(zhì)量作為擬動(dòng)力試驗(yàn)的虛擬質(zhì)量.由于一階振型有效振型高度位置大約在整體結(jié)構(gòu)高度的2/3處,故擬動(dòng)力試驗(yàn)只需要采用一個(gè)MTS作動(dòng)器施加等效水平力.由于試驗(yàn)室高度限制,僅考慮施力點(diǎn)以下結(jié)構(gòu),從而試驗(yàn)?zāi)Ｐ腿∠虏咳龑?按照1∶3縮尺,在三層頂部加載.試驗(yàn)制作了一榀HTBB,跨度為1.6 m,層高為1.1 m.搖擺桁架中梁柱均采用H型鋼HN 150 mm×75 mm×5 mm×7 mm,斜撐采用雙角鋼2L 80 mm×50 mm×8 mm;BRB主要由核心板、約束蓋板和側(cè)向約束板組成,核心板屈服段面積為800 mm2,各部件組成如圖2所示.其中,HTBB中的梁和柱均采用Q345鋼,BRB和支撐均采用Q235鋼.

1.2　搖擺桁架底部的銷軸連接

搖擺桁架底部通過銷軸與地梁連接,如圖3所示,銷軸直徑為50 mm,采用45號鋼制作.為了安裝方便,主耳板孔和副耳板孔的直徑均為52 mm,因此試驗(yàn)過程中存在銷軸滑移.

圖2　BRB組成示意圖

圖3　搖擺桁架底部銷軸連接

1.3　加載及量測方案

加載采用單個(gè)MTS電液伺服作動(dòng)器,作用位置為試件三層的傳力梁處.

試驗(yàn)考慮了4種加載工況,工況1～工況3為擬動(dòng)力加載工況,選取El Centro地震波,分別對應(yīng)小震、中震和大震(PGA分別為0.35,0.98和2.20 m/s2[9]).原始地震波的持續(xù)時(shí)間為30 s,時(shí)間間隔為0.02 s,在此基礎(chǔ)上增加幅值為0、持續(xù)時(shí)間為5 s的地震波,觀察結(jié)構(gòu)的自由振動(dòng)反應(yīng).PGA為0.98 m/s2的加速度時(shí)程曲線如圖4所示.

圖4　擬動(dòng)力試驗(yàn)加載地震波時(shí)程曲線(PGA=0.98 m/s2)

工況4為擬靜力加載工況,采用位移幅值不斷增大的循環(huán)加載模式進(jìn)行位移控制加載.加載分為2個(gè)階段:第1階段為變幅加載,幅值從0.25%的頂點(diǎn)位移角開始,以0.25%,0.50%的增幅增加加載幅值;第2階段為常幅加載,在2.5%的頂點(diǎn)位移角的幅值下持續(xù)加載,直到試件發(fā)生破壞.擬靜力試驗(yàn)加載制度如圖5所示.

圖5　擬靜力試驗(yàn)加載制度

試驗(yàn)中位移計(jì)(D1～D15)和應(yīng)變片(G1～G12)的布置見圖6,各個(gè)測量元件的測量指標(biāo)見表1.

圖6　測量元件布置圖

位移計(jì)和應(yīng)變片測量指標(biāo)D1～D5樓層水平位移D6～D9BRB軸向變形D10～D11銷軸水平滑移D12～D13地梁豎向位移D14～D15地梁水平滑移G1～G12底層斜撐應(yīng)變

根據(jù)G1～G6和G7～G12應(yīng)變片的讀數(shù),可以計(jì)算得到底層斜撐的軸力.2個(gè)BRB的軸力通過底層斜撐的內(nèi)力和作動(dòng)器的力算出.根據(jù)受力平衡(見圖7),有

FB1+FB2+FC1sinα+FC2sinα=0

(1)

3.3Fr+0.8FB1-0.8FB2=0

(2)

FB1=-2.062 5Fr-0.404 35(FC1+FC2)

(3)

FB2=2.062 5Fr-0.404 35(FC1+FC2)

(4)

式中,FB1和FB2分別為BRB1和BRB2的軸力;α為首層斜撐與水平面的夾角；Fr,FC1和FC2分別為作動(dòng)器水平力、底層西側(cè)斜撐、底層?xùn)|側(cè)斜撐力.其中,Fr由與作動(dòng)器串聯(lián)的力傳感器讀數(shù)得到;FC1和FC2由G1～G12應(yīng)變片讀數(shù)測得.

圖7　BRB內(nèi)力計(jì)算圖(單位：mm)

2　試驗(yàn)結(jié)果及分析

2.1　擬動(dòng)力試驗(yàn)結(jié)果分析

3個(gè)工況下結(jié)構(gòu)的頂點(diǎn)位移時(shí)程、整體滯回曲線、2個(gè)BRB的滯回曲線如圖8～圖10所示.在擬動(dòng)力試驗(yàn)的3個(gè)工況下,搖擺桁架始終保持彈性,而BRB進(jìn)入塑性后進(jìn)行耗能.結(jié)構(gòu)的位移響應(yīng)如表2所示.由于搖擺桁架很好地控制了層間位移的均勻性,因此層間位移角峰值與頂點(diǎn)位移角峰值相接近.

(a) 頂點(diǎn)位移時(shí)程

(b) 整體滯回曲線

(c) BRB1滯回曲線

(d) BRB2滯回曲線

圖8PGA=0.35m/s2下的結(jié)構(gòu)反應(yīng)

(a) 頂點(diǎn)位移時(shí)程

(b) 整體滯回曲線

(c) BRB1滯回曲線

(d) BRB2滯回曲線

圖9PGA=0.98m/s2下的結(jié)構(gòu)反應(yīng)

(a) 頂點(diǎn)位移時(shí)程

(b) 整體滯回曲線

(c) BRB1滯回曲線

(d) BRB2滯回曲線

圖10PGA=2.20m/s2下的結(jié)構(gòu)反應(yīng)

設(shè)計(jì)試件時(shí),以層間位移角作為整體結(jié)構(gòu)性能目標(biāo),依據(jù)規(guī)范[9]關(guān)于“實(shí)現(xiàn)抗震性能設(shè)計(jì)目標(biāo)的參考方法”,按照地震殘余變形確定使用性能,選取層間位移角性能目標(biāo)為:多遇地震限值為0.4%,設(shè)防地震限值為1.2%,罕遇地震限值為1.8%.從表2可以看出,結(jié)構(gòu)的實(shí)際性能響應(yīng)滿足設(shè)計(jì)性能目標(biāo).

表2　擬動(dòng)力試驗(yàn)工況下的位移響應(yīng)

3個(gè)工況下整體滯回曲線均有輕微捏縮現(xiàn)象,這主要是由于試驗(yàn)中存在錨固不足導(dǎo)致的滑移影響.

滯回曲線捏縮滑移主要由地梁滑移、銷軸滑移和地梁翹起3部分組成.從滯回曲線還可以發(fā)現(xiàn),基底剪力為正(作動(dòng)器拉結(jié)構(gòu))的剛度大于基底剪力為負(fù)的剛度,這主要是由于為了平衡作動(dòng)器的水平力,試件的地梁采用鋼絞線擠壓在反力墻上,基底剪力為正時(shí),試件頂住反力墻,獲得很大的水平錨固剛度；而基底剪力為負(fù)時(shí),地梁與實(shí)驗(yàn)室地坪之間的摩擦力不足以抵抗水平力,從而鋼絞線受拉產(chǎn)生變形,水平錨固剛度降低,如圖11所示.由于采用銷軸作為搖擺桁架底部與地梁的連接鉸,銷軸會(huì)在其與銷孔之間的間隙中擺動(dòng),從而試驗(yàn)中主耳板與副耳板之間略有滑移.當(dāng)搖擺桁架向西側(cè)移動(dòng)時(shí),銷軸從初始中心位置向西側(cè)滑動(dòng),直至接觸主耳板獲得剛度,如圖12所示.同時(shí),地梁錨固不足會(huì)導(dǎo)致地梁在反復(fù)荷載下發(fā)生繞受壓側(cè)的翹動(dòng)以及地梁水平滑移.這些因素造成了測得的整體滯回曲線在荷載反向時(shí)呈現(xiàn)捏縮.為了了解結(jié)構(gòu)的真實(shí)響應(yīng),需扣除銷軸滑移、地梁翹動(dòng)、地梁滑移引起的剛體位移.上述間隙引起的模型頂部位移由地梁的水平滑移(Δb)、銷軸的水平滑移(Δp)以及地梁翹動(dòng)引起的頂點(diǎn)水平位移(Δv)3部分組成.如圖13所示,根據(jù)幾何關(guān)系去除滑移影響,得到

Δa=Δm-Δs

(5)

Δs=Δb+Δp+Δv

(6)

(7)

式中,Δa為結(jié)構(gòu)構(gòu)件變形引起的頂點(diǎn)實(shí)際位移;Δm為測量的頂點(diǎn)位移;Δs為各種間隙引起的頂點(diǎn)剛體位移;Δ1和Δ2分別為2個(gè)BRB處的地梁豎向翹動(dòng)位移,以地梁向上移動(dòng)為正;L為HTBB的寬度;H為HTBB的總高度.Δp，Δb，Δ1和Δ2等物理量均在試驗(yàn)過程中實(shí)時(shí)測量.

圖11　地梁滑移示意圖

圖12　銷軸滑移示意圖

圖13　測試位移與真實(shí)位移的幾何關(guān)系

去除銷軸滑移和地梁翹起的影響后,整體滯回曲線飽滿,見圖8(b)、圖9(b)和圖10(b).

由圖8～圖10可見,在小震工況下,整體結(jié)構(gòu)保持彈性.小震下BRB處于彈性狀態(tài).在中震工況下,BRB屈服耗能,結(jié)構(gòu)表現(xiàn)出滯回耗能的特性.在大震工況下,結(jié)構(gòu)仍表現(xiàn)出飽滿的滯回曲線,穩(wěn)定地耗散地震能量.圖14(a)為結(jié)構(gòu)的樓層位移包絡(luò)圖,近似為倒三角分布;圖14(b)為樓層層間位移角分布圖,層間位移角在豎向上分布均勻.

(a) 樓層位移包絡(luò)圖

(b) 樓層層間位移角

圖14樓層變形分布圖

采用層間變形集中系數(shù)DCF[10]衡量層間位移的分布,即

(8)

式中,θmax為所有樓層層間位移角的最大值;ur為結(jié)構(gòu)的頂點(diǎn)位移.DCF越接近1,說明層間位移越均勻.在本試驗(yàn)中DCF在小震、中震和大震工況下分別為1.127,1.078,1.121,尚存的層間變形不均勻主要是搖擺桁架的彈性變形所致.

2.2　擬靜力試驗(yàn)結(jié)果分析

擬靜力加載的第1階段,隨著加載幅值的不斷加大,結(jié)構(gòu)非線性響應(yīng)特性越顯著,屈服后表現(xiàn)出穩(wěn)定的強(qiáng)化效應(yīng).同一幅值的數(shù)次加載曲線基本重合,滯回曲線穩(wěn)定而飽滿.第2階段的擬靜力加載以幅值為82.5 mm的恒定頂點(diǎn)位移(對應(yīng)1/40頂點(diǎn)位移角)循環(huán)加載,仍然表現(xiàn)出穩(wěn)定的滯回,曲線無下降、捏縮,直到第20圈加載受拉時(shí)結(jié)構(gòu)整體滯回曲線才突然下降,此時(shí)位于東側(cè)的BRB2被拉斷,拉斷位置為核心板與端部加勁肋焊縫頂端位置的橫向方向,如圖15所示.消除滑移影響后，2個(gè)階段的整體結(jié)構(gòu)滯回曲線如圖16所示.圖17為2個(gè)BRB的滯回曲線,其特征與整體結(jié)構(gòu)滯回曲線一致,這也說明了結(jié)構(gòu)響應(yīng)的非線性是由于BRB的非線性特性引起的.

圖15BRB2斷裂破壞

(a) 第1階段

(b) 第2階段

圖16擬靜力試驗(yàn)結(jié)構(gòu)整體滯回曲線

(a) 第1階段BRB1滯回曲線

(b) 第1階段BRB2滯回曲線

(c) 第2階段BRB1滯回曲線

(d) 第2階段BRB2滯回曲線

圖17擬靜力試驗(yàn)過程中BRB滯回曲線

采用累積塑性延性CPD[11](cumulative plastic ductility)衡量BRB的耗能能力,其計(jì)算公式為

(9)

3　擬動(dòng)力試驗(yàn)數(shù)值模擬

整體試件模型示意圖如圖18所示.由于在試驗(yàn)過程中始終保持彈性,HTBB中的搖擺桁架桿件使用線性梁單元模擬,采用彈塑性連接單元模擬BRB;采用多線性連接單元模擬銷軸的水平滑移(HX)與地梁的翹起(DL),由于地梁水平滑移占整體滑移的比重較小,因此沒有模擬地梁水平滑移.HX和DL的骨架曲線均根據(jù)試驗(yàn)測得的力-變形關(guān)系進(jìn)行簡化,如圖19和圖20所示.

圖18　試件模型

圖19　銷軸水平滑移

(a) DL1

(b) DL2

圖20地梁翹起的滯回曲線和骨架曲線

將試驗(yàn)測得的作動(dòng)器位移時(shí)程曲線施加在模型的頂點(diǎn),對比結(jié)構(gòu)的基底剪力時(shí)程曲線和整體滯回曲線,如圖21所示.可以看出，模擬結(jié)果與試驗(yàn)結(jié)果總體上吻合良好.

(a) 整體滯回曲線 (PGA=0.35 m/s2)

(b) 基底剪力時(shí)程曲線 (PGA=0.35 m/s2)

(c) 整體滯回曲線 (PGA=0.98 m/s2)

(d) 基底剪力時(shí)程曲線 (PGA=0.98 m/s2)

(e) 整體滯回曲線 (PGA=2.20 m/s2)

(f) 基底剪力時(shí)程曲線 (PGA=2.20 m/s2)

圖21模擬結(jié)果與試驗(yàn)結(jié)果對比

4　結(jié)論

1) 底部帶BRB的搖擺桁架,性能上相當(dāng)于高延性的剪力墻,在小震工況下通過BRB的軸向剛度抵抗整體彎曲,而在中震、大震工況下BRB屈服耗能,震后僅需更換BRB,即可恢復(fù)結(jié)構(gòu)功能,符合可恢復(fù)功能結(jié)構(gòu)的要求.

2) 針對HTBB結(jié)構(gòu)的擬動(dòng)力試驗(yàn)驗(yàn)證了結(jié)構(gòu)在小震、中震和大震階段控制結(jié)構(gòu)變形分布的能力,在3個(gè)階段中層間變形集中系數(shù)均接近1.BRB屈服后,結(jié)構(gòu)損傷僅在BRB中發(fā)生,整體結(jié)構(gòu)滯回曲線飽滿、穩(wěn)定,表現(xiàn)出優(yōu)異的抗震性能.

3) 由擬靜力試驗(yàn)可見,在1/40的頂點(diǎn)位移角下,到第20圈才發(fā)生BRB低周疲勞斷裂破壞,滯回曲線飽滿表明結(jié)構(gòu)在連續(xù)經(jīng)歷小震、中震、大震水平的地震激勵(lì)后,仍然具有優(yōu)異的抗震性能.

4) 通過對試驗(yàn)?zāi)Ｐ偷哪M分析,得到的滯回曲線和基底剪力時(shí)程曲線均與試驗(yàn)結(jié)果相吻合,說明所采用的建模方法能夠反映結(jié)構(gòu)的受力特性.

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