底部带屈曲约束支撑的摇摆桁架抗震性能试验研究

2018-04-12杨晓燕冯玉龙庞熙熙

东南大学学报（自然科学版） 2018年2期

杨晓燕　冯玉龙　吴　京　庞熙熙

(1东南大学混凝土及预应力混凝土结构教育部重点实验室, 南京 210096)(2合肥工业大学土木与水利工程学院, 合肥 230009)(3国网经济技术研究院有限公司徐州勘测设计中心, 徐州 221005)

底部铰接的摇摆墙由于自身抗弯刚度较大,在水平作用下强迫结构发生基本一致的位移角时可以控制相邻框架的变形模式,分散结构损伤.Alavi等[1]提出采用底部铰接的墙体加固近场地震作用下的抗弯框架,使框架-摇摆墙结构的层间变形均匀,避免了地震损伤的集中.

底部铰接的摇摆墙不耗散地震能量,因此,将阻尼器加入到摇摆墙中有利于减小地震响应,阻尼器的安装位置通常是在摇摆墙底部或者摇摆墙与框架连接处.曲哲[2]提出采用底部与基础铰接的摇摆墙可以加固钢骨混凝土框架结构,利用摇摆墙来控制框架结构在地震作用下的变形模式,将阻尼器安装在摇摆墙与相邻框架柱之间,减小了结构的响应.Djojo等[3]在摇摆剪力墙底部安装耗能弹簧,使摇摆剪力墙能够绕底部中点进行转动,耗能弹簧能消耗地震能量.

由于竖向桁架也具有足够的平面内刚度,因此摇摆桁架与摇摆墙的受力特点是一致的.同时,屈曲约束支撑(BRB)既具有足够的弹性刚度,又能在屈服后稳定地耗能.Takeuchi等[4-5]将两者结合,提出了在摇摆桁架底部安装BRC(buckling restrained column),并采用数值模拟的方法进行了抗震性能分析,又将其应用于实际结构中.杜永峰等[6]将带有自复位消能支撑的摇摆架加入到框架结构中,可以使框架结构的损伤均匀分布,并减小了框架结构的位移响应.武大洋[7]开展了轻型消能摇摆架的缩尺振动台试验,在钢框架中加入轻型摇摆架,结构变形以一阶振型为主.

底部带BRB的摇摆桁架(hinged truss with BRBs at base,HTBB)结构通过摇摆桁架控制变形模式和BRB进行耗能.BRB良好的延性和优异的耗能能力,使构造的新型结构相当于一榀具有高延性的剪力墙.通过控制BRB屈服先于摇摆桁架杆件的损伤,使地震过程中摇摆桁架保持弹性,损伤集中于BRB,因而震后只需更换BRB即可恢复结构功能,符合可恢复功能结构的要求[8].本文通过拟动力试验验证HTBB的抗震能力,通过拟静力试验研究BRB的低周疲劳性能以及整体结构的滞回性能和破坏模式.

1　试验

1.1　结构简介与模型设计

试验原型结构为1幢五层钢结构,其平面尺寸为26.0 m×43.2 m,如图1(a)所示.图1(b)和(c)分别为横向摇摆桁架和纵向摇摆桁架示意图,层高均为3.3 m.所在地区抗震设防烈度为7度,设计地震分组为第2组,Ⅱ类场地土.顶层总质量为660 t,其余层总质量为810 t.钢框架为重力框架,只承受竖向荷载,水平作用分别由x和y两个方向的HTBB承受.

(a) 平面布置图

(b) HTBB1立面图

图1原型结构布置图(单位:mm)

试验构件按照x方向的HTBB2进行设计.由于HTBB可以控制框架的变形模式,因而将框架近似为一阶模态变形,多自由度体系转化为单自由度体系,且将等效质量作为拟动力试验的虚拟质量.由于一阶振型有效振型高度位置大约在整体结构高度的2/3处,故拟动力试验只需要采用一个MTS作动器施加等效水平力.由于试验室高度限制,仅考虑施力点以下结构,从而试验模型取下部三层,按照1∶3缩尺,在三层顶部加载.试验制作了一榀HTBB,跨度为1.6 m,层高为1.1 m.摇摆桁架中梁柱均采用H型钢HN 150 mm×75 mm×5 mm×7 mm,斜撑采用双角钢2L 80 mm×50 mm×8 mm;BRB主要由核心板、约束盖板和侧向约束板组成,核心板屈服段面积为800 mm2,各部件组成如图2所示.其中,HTBB中的梁和柱均采用Q345钢,BRB和支撑均采用Q235钢.

1.2　摇摆桁架底部的销轴连接

摇摆桁架底部通过销轴与地梁连接,如图3所示,销轴直径为50 mm,采用45号钢制作.为了安装方便,主耳板孔和副耳板孔的直径均为52 mm,因此试验过程中存在销轴滑移.

图2　BRB组成示意图

图3　摇摆桁架底部销轴连接

1.3　加载及量测方案

加载采用单个MTS电液伺服作动器,作用位置为试件三层的传力梁处.

试验考虑了4种加载工况,工况1～工况3为拟动力加载工况,选取El Centro地震波,分别对应小震、中震和大震(PGA分别为0.35,0.98和2.20 m/s2[9]).原始地震波的持续时间为30 s,时间间隔为0.02 s,在此基础上增加幅值为0、持续时间为5 s的地震波,观察结构的自由振动反应.PGA为0.98 m/s2的加速度时程曲线如图4所示.

图4　拟动力试验加载地震波时程曲线(PGA=0.98 m/s2)

工况4为拟静力加载工况,采用位移幅值不断增大的循环加载模式进行位移控制加载.加载分为2个阶段:第1阶段为变幅加载,幅值从0.25%的顶点位移角开始,以0.25%,0.50%的增幅增加加载幅值;第2阶段为常幅加载,在2.5%的顶点位移角的幅值下持续加载,直到试件发生破坏.拟静力试验加载制度如图5所示.

图5　拟静力试验加载制度

试验中位移计(D1～D15)和应变片(G1～G12)的布置见图6,各个测量元件的测量指标见表1.

图6　测量元件布置图

位移计和应变片测量指标D1～D5楼层水平位移D6～D9BRB轴向变形D10～D11销轴水平滑移D12～D13地梁竖向位移D14～D15地梁水平滑移G1～G12底层斜撑应变

根据G1～G6和G7～G12应变片的读数,可以计算得到底层斜撑的轴力.2个BRB的轴力通过底层斜撑的内力和作动器的力算出.根据受力平衡(见图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分别为BRB1和BRB2的轴力;α为首层斜撑与水平面的夹角；Fr,FC1和FC2分别为作动器水平力、底层西侧斜撑、底层东侧斜撑力.其中,Fr由与作动器串联的力传感器读数得到;FC1和FC2由G1～G12应变片读数测得.

图7　BRB内力计算图(单位：mm)

2　试验结果及分析

2.1　拟动力试验结果分析

3个工况下结构的顶点位移时程、整体滞回曲线、2个BRB的滞回曲线如图8～图10所示.在拟动力试验的3个工况下,摇摆桁架始终保持弹性,而BRB进入塑性后进行耗能.结构的位移响应如表2所示.由于摇摆桁架很好地控制了层间位移的均匀性,因此层间位移角峰值与顶点位移角峰值相接近.

(a) 顶点位移时程

(b) 整体滞回曲线

(d) BRB2滞回曲线

图8PGA=0.35m/s2下的结构反应

(a) 顶点位移时程

(b) 整体滞回曲线

(d) BRB2滞回曲线

图9PGA=0.98m/s2下的结构反应

(a) 顶点位移时程

(b) 整体滞回曲线

(d) BRB2滞回曲线

图10PGA=2.20m/s2下的结构反应

设计试件时,以层间位移角作为整体结构性能目标,依据规范[9]关于“实现抗震性能设计目标的参考方法”,按照地震残余变形确定使用性能,选取层间位移角性能目标为:多遇地震限值为0.4%,设防地震限值为1.2%,罕遇地震限值为1.8%.从表2可以看出,结构的实际性能响应满足设计性能目标.

表2　拟动力试验工况下的位移响应

3个工况下整体滞回曲线均有轻微捏缩现象,这主要是由于试验中存在锚固不足导致的滑移影响.

滞回曲线捏缩滑移主要由地梁滑移、销轴滑移和地梁翘起3部分组成.从滞回曲线还可以发现,基底剪力为正(作动器拉结构)的刚度大于基底剪力为负的刚度,这主要是由于为了平衡作动器的水平力,试件的地梁采用钢绞线挤压在反力墙上,基底剪力为正时,试件顶住反力墙,获得很大的水平锚固刚度；而基底剪力为负时,地梁与实验室地坪之间的摩擦力不足以抵抗水平力,从而钢绞线受拉产生变形,水平锚固刚度降低,如图11所示.由于采用销轴作为摇摆桁架底部与地梁的连接铰,销轴会在其与销孔之间的间隙中摆动,从而试验中主耳板与副耳板之间略有滑移.当摇摆桁架向西侧移动时,销轴从初始中心位置向西侧滑动,直至接触主耳板获得刚度,如图12所示.同时,地梁锚固不足会导致地梁在反复荷载下发生绕受压侧的翘动以及地梁水平滑移.这些因素造成了测得的整体滞回曲线在荷载反向时呈现捏缩.为了了解结构的真实响应,需扣除销轴滑移、地梁翘动、地梁滑移引起的刚体位移.上述间隙引起的模型顶部位移由地梁的水平滑移(Δb)、销轴的水平滑移(Δp)以及地梁翘动引起的顶点水平位移(Δv)3部分组成.如图13所示,根据几何关系去除滑移影响,得到

Δa=Δm-Δs

(5)

Δs=Δb+Δp+Δv

(6)

(7)

式中,Δa为结构构件变形引起的顶点实际位移;Δm为测量的顶点位移;Δs为各种间隙引起的顶点刚体位移;Δ1和Δ2分别为2个BRB处的地梁竖向翘动位移,以地梁向上移动为正;L为HTBB的宽度;H为HTBB的总高度.Δp，Δb，Δ1和Δ2等物理量均在试验过程中实时测量.

图11　地梁滑移示意图

图12　销轴滑移示意图

图13　测试位移与真实位移的几何关系

去除销轴滑移和地梁翘起的影响后,整体滞回曲线饱满,见图8(b)、图9(b)和图10(b).

由图8～图10可见,在小震工况下,整体结构保持弹性.小震下BRB处于弹性状态.在中震工况下,BRB屈服耗能,结构表现出滞回耗能的特性.在大震工况下,结构仍表现出饱满的滞回曲线,稳定地耗散地震能量.图14(a)为结构的楼层位移包络图,近似为倒三角分布;图14(b)为楼层层间位移角分布图,层间位移角在竖向上分布均匀.

(a) 楼层位移包络图

(b) 楼层层间位移角

图14楼层变形分布图

采用层间变形集中系数DCF[10]衡量层间位移的分布,即

(8)

式中,θmax为所有楼层层间位移角的最大值;ur为结构的顶点位移.DCF越接近1,说明层间位移越均匀.在本试验中DCF在小震、中震和大震工况下分别为1.127,1.078,1.121,尚存的层间变形不均匀主要是摇摆桁架的弹性变形所致.

2.2　拟静力试验结果分析

拟静力加载的第1阶段,随着加载幅值的不断加大,结构非线性响应特性越显著,屈服后表现出稳定的强化效应.同一幅值的数次加载曲线基本重合,滞回曲线稳定而饱满.第2阶段的拟静力加载以幅值为82.5 mm的恒定顶点位移(对应1/40顶点位移角)循环加载,仍然表现出稳定的滞回,曲线无下降、捏缩,直到第20圈加载受拉时结构整体滞回曲线才突然下降,此时位于东侧的BRB2被拉断,拉断位置为核心板与端部加劲肋焊缝顶端位置的横向方向,如图15所示.消除滑移影响后，2个阶段的整体结构滞回曲线如图16所示.图17为2个BRB的滞回曲线,其特征与整体结构滞回曲线一致,这也说明了结构响应的非线性是由于BRB的非线性特性引起的.

图15BRB2断裂破坏

(a) 第1阶段

(b) 第2阶段

图16拟静力试验结构整体滞回曲线

(a) 第1阶段BRB1滞回曲线

(b) 第1阶段BRB2滞回曲线

(d) 第2阶段BRB2滞回曲线

图17拟静力试验过程中BRB滞回曲线

采用累积塑性延性CPD[11](cumulative plastic ductility)衡量BRB的耗能能力,其计算公式为

(9)

3　拟动力试验数值模拟

整体试件模型示意图如图18所示.由于在试验过程中始终保持弹性,HTBB中的摇摆桁架杆件使用线性梁单元模拟,采用弹塑性连接单元模拟BRB;采用多线性连接单元模拟销轴的水平滑移(HX)与地梁的翘起(DL),由于地梁水平滑移占整体滑移的比重较小,因此没有模拟地梁水平滑移.HX和DL的骨架曲线均根据试验测得的力-变形关系进行简化,如图19和图20所示.

图18　试件模型

图19　销轴水平滑移

(a) DL1

(b) DL2

图20地梁翘起的滞回曲线和骨架曲线

将试验测得的作动器位移时程曲线施加在模型的顶点,对比结构的基底剪力时程曲线和整体滞回曲线,如图21所示.可以看出，模拟结果与试验结果总体上吻合良好.

(a) 整体滞回曲线 (PGA=0.35 m/s2)

(b) 基底剪力时程曲线 (PGA=0.35 m/s2)

(d) 基底剪力时程曲线 (PGA=0.98 m/s2)

(e) 整体滞回曲线 (PGA=2.20 m/s2)

(f) 基底剪力时程曲线 (PGA=2.20 m/s2)

图21模拟结果与试验结果对比

4　结论

1) 底部带BRB的摇摆桁架,性能上相当于高延性的剪力墙,在小震工况下通过BRB的轴向刚度抵抗整体弯曲,而在中震、大震工况下BRB屈服耗能,震后仅需更换BRB,即可恢复结构功能,符合可恢复功能结构的要求.

2) 针对HTBB结构的拟动力试验验证了结构在小震、中震和大震阶段控制结构变形分布的能力,在3个阶段中层间变形集中系数均接近1.BRB屈服后,结构损伤仅在BRB中发生,整体结构滞回曲线饱满、稳定,表现出优异的抗震性能.

3) 由拟静力试验可见,在1/40的顶点位移角下,到第20圈才发生BRB低周疲劳断裂破坏,滞回曲线饱满表明结构在连续经历小震、中震、大震水平的地震激励后,仍然具有优异的抗震性能.

4) 通过对试验模型的模拟分析,得到的滞回曲线和基底剪力时程曲线均与试验结果相吻合,说明所采用的建模方法能够反映结构的受力特性.

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