摇摆减震框架结构抗震性能试验研究*

2018-12-14张国伟赵紫薇吴继丰

中国计划生育学杂志 2018年8期

张国伟赵紫薇吴继丰陈鹏

(北京建筑大学，北京未来城市设计高精尖创新中心，北京 100044)

我国保存至今的多数古代木质结构立柱与础石通常采用平摆浮搁的连接形式，地震作用下柱脚与础石产生相对滑移，伴随立柱抬起回落，使结构发生摇摆运动，并利用结构自重使柱脚不断复位，进而延长结构的自振周期以降低结构地震作用。这种“以柔克刚、滑移隔震”的抗震思想对于现代建筑的减震及隔震具有一定的借鉴和指导意义［1］。

近代学者通过对实际结构震害的研究分析，发现结构摇摆有利于减轻结构的地震作用，并提出了结构摇摆的概念［2］。国内外学者针对不同形式摇摆结构的抗震性能进行了分析和评估：Huckelbridge等通过振动台试验证明柱脚抬起可降低结构基底剪力，减轻结构地震响应［3］;Midorikawa等将钢支撑框架柱脚设计为翼板与基础栓接，利用翼板屈服变形消耗地震能量［4］;鲁亮等通过将混凝土框架柱脚与梁柱节点均设置为铰接，并采用阻尼器控制结构变形，振动台试验结果表明：8度抗震设防烈度下结构可实现摇摆，罕遇地震下主体框架承重构件保存完好［5-6］;文献［7-9］研究了摇摆墙结构体系的抗震性能，通过钢阻尼器将摇摆墙与原框架相连，对某建筑采用附加摇摆墙进行抗震加固以提高结构整体变形能力，并在地震中通过剪切阻尼器耗散地震能量。上述研究结果表明：结构摇摆能有效降低地震作用且在损伤位置布置耗能构件以保护主体结构。因此，研究摇摆结构对框架结构抗震性能及破坏模式的影响具有重要意义。

在防屈曲支撑框架结构体系中，防屈曲支撑(BRB)具有拉压性能基本一致、提高抗侧刚度和耗能能力等优点，使其在各国的建筑工程中得到广泛应用［10-12］。当与支撑相连一侧的框架底柱承受的竖向压力不足以抵消支撑累积的竖向拉力时(图1)，将对框架柱和混凝土基础造成严重破坏，可能导致与支撑相连的框架底层柱变形严重，并先于支撑破坏，影响支撑耗能作用的发挥，从而限制防屈曲支撑在高层建筑中的应用［13-15］。

图1 结构受力分析示意Fig.1 Structural mechanical analysis diagram

鉴于摇摆结构的性能优点，提出柱脚可抬起的摇摆防屈曲支撑-钢筋混凝土框架结构，该结构将与支撑相连的框架柱脚从基础断开，并在柱脚两侧布置阻尼器。设计了一榀固接防屈曲支撑-钢筋混凝土框架(BRBF)、一榀摇摆防屈曲中心支撑-钢筋混凝土框架(RBRBF1)和一榀摇摆防屈曲单斜支撑-钢筋混凝土框架(RBRBF2)，对其进行拟静力试验，研究摇摆防屈曲支撑-钢筋混凝土框架抗震性能、损伤分布及不同支撑布置方式对抗震性能的影响，并验证摇摆耗能柱脚的可行性，为摇摆防屈曲支撑-框架结构的进一步研究提供试验依据。

1 试验概况

1.1 框架设计

试验原模型为10层防屈曲中心支撑-钢筋混凝土框架，设计满足 GB 50011—2010《建筑抗震设计规范》［16］的要求。选取其中一榀横向框架的底部3层作为试验模型，根据试验场地及设备情况，确定缩尺模型比例为1∶3。框架梁、柱采用强度等级为C30的细石混凝土，保护层厚度为15 mm，梁、柱纵向受力筋为HRB400级，箍筋为 HPB300级，主体结构BRBF、RBRBF1和RBRBF2的具体尺寸及梁柱配筋如图2所示。

1.2 防屈曲支撑设计

依据GB 50011—2010中钢筋混凝土框架弹性层间位移角限值1/550及多道抗震防线需求，防屈曲支撑作为第一道抗震防线先于框架屈服，保护主体框架。因此，防屈曲支撑钢芯的屈服层间位移角设为1/600。防屈曲支撑核心段采用一字型截面，约束单元由方钢管内填强度等级为C30细石混凝土组成，钢材均采用Q235级。防屈曲中心支撑与梁轴线夹角为48°，防屈曲单斜支撑与梁轴线夹角29°，以焊接的方式与预埋件进行连接，为防止约束单元由于钢芯轴向变形发生相对错动影响约束性能，在钢芯中部设置限位卡，如图3所示。防屈曲支撑具体尺寸见表1。

图3 防屈曲支撑构造Fig.3 Configuration of BRB

表1 防屈曲支撑设计参数Table 1 Design parameters of BRB

1.3 摇摆耗能柱脚

试验设计的摇摆柱通过摩擦阻尼器与底梁相连，耗能柱脚采用SBC(Slotted Bolted Conn-ections)节点［17］，由柱底主板、底梁副板、摩擦片3部分组成(图4)，选用滞回性能较为稳定的黄铜-钢摩擦面［18］。通过扭矩扳手使钢板与摩擦片之间产生预紧力。多遇地震作用下，柱脚耗能阻尼器提供足够的抗拉约束，柱端与底梁连接等同固接;设防烈度和罕遇地震作用下，柱底主板与底梁副板之间沿着槽孔可以发生错动，柱脚抬起释放柱中竖向拉力，柱脚抬起与回落过程中阻尼器可摩擦耗能并保护柱脚。

图4 摇摆柱脚节点Fig.4 Rocking column-base joint

1.4 材性试验结果

浇筑混凝土框架的同时，浇筑混凝土标准立方体试块，在28 d标准养护条件下，测得立方体抗压强度平均值为 34.88 MPa。按照 GB/T 228—2002《金属材料室温拉伸试验方法》［19］测得钢筋的力学性能试验结果如表2所示。

表2 钢筋材性试验结果Table 2 Test results of steel properties

对防屈曲中心支撑框架和防屈曲单斜支撑框架对应的支撑分别进行低周往复试验，得到中心支撑和单斜支撑构件的试验荷载-位移曲线，如图5所示。可以看出：两者滞回曲线均饱满圆润，耗能性能良好。

1.5 试验装置及加载方案

试验在北京建筑大学结构实验室进行，水平往复荷载通过3个1 000 kN水平电液伺服作动器施加，加载点为各层梁形心所在高度，往复荷载中拉力(向西侧加载)通过各层梁两侧水平丝杠传递。采用球面铰支座作动器对每根柱顶施加180 kN竖向压力，模拟上部结构传递的竖向荷载，框架柱由西侧至东侧依次为A、B、C、D柱，加载装置如图6所示。

图5 支撑荷载-位移曲线Fig.5 Hysteresis curves of BRB specimens

框架两侧布置限位杆以防止加载过程中发生面外失稳，如图7所示，限位杆前端为圆钢珠，以减少限位杆与梁挤压所产生的摩擦力。

试验加载采用位移控制，1～3层位移比例为0.36∶0.68∶1，每级循环 3 圈，加载制度如图 8 所示，其中以作动器伸长为正，反之为负。

图6 试验加载装置与测点布置Fig.6 Test loading set-up and measuring-point layout

图7 侧向防失稳装置Fig.7 Lateral instability-prevented set-up

图8 试验加载方案Fig.8 Test loading protocol

1.6 测试内容与测点布置

通过DH3820数据采集系统实时采集作动器水平力、框架侧移、支撑轴向变形、阻尼器间预紧力变化及钢筋应变。试验采用20个接触式位移计测量试验构件的变形情况，测点布置如图6b所示。其中，位移计D1—D6分别测量1～3层防屈曲支撑轴向变形，D7—D9分别测量1～3层框架水平位移，D10测量加载过程中底梁滑移，D11、D12布置在2、3层中跨梁中部以监测框架在加载过程中的面外位移情况，D13—D16和 D17—D20用于测量两摇摆柱抬起高度。压力传感器布置在每个摩擦阻尼器螺栓杆上以监测阻尼器钢板之间预紧力的变化;应变片测量梁、柱节点处纵向钢筋及节点核心区箍筋应变。

2 试验现象

三榀框架均经历了弹性阶段、开裂阶段、屈服阶段，由试验数据和现象得到各结构构件试验现象及屈服顺序，各构件损伤次序如表3所示。

表3 结构损伤次序Table 3 Damage sequence of the structure

加载初期，荷载较小，支撑轴力竖向分力小于柱竖向压力与摩擦力之和，摇摆柱脚未抬起等同于固接柱脚，固接模型与摇摆模型试验现象基本一致，框架基本处于弹性状态。随结构侧移增加，BRBF中防屈曲支撑先于结构构件屈服，梁端出现少量细微裂缝，其拉伸情况见图9a。罕遇地震位移下，预埋件附近出现大量竖向裂缝，梁底面混凝土开始掉落，BRBF和RBRBF1分别在层间位移角达1/60、1/100时于预埋件处出现塑性铰，如图9b、图10b所示。图11为RBRBF2层间位移角达到1/50时，底层柱损伤情况及整体裂缝分布情况。

三榀防屈曲支撑框架的试验破坏特征相同之处：层间位移角达到1/400时，构件基本无新裂缝出现，结构处于弹性状态。整个加载过程中，防屈曲支撑先于框架梁屈服，随后各层梁两端出现弯曲裂缝，柱出现裂缝比梁稍晚且宽度相对较小。柱侧面以水平裂缝为主，虽出现了斜裂缝，但并未发生剪切破坏，实现了“强柱弱梁、强剪弱弯”的抗震要求。层间位移角达到1/50时，支撑未出现钢芯被拉断，支撑连接段及两端连接板未出现扭转失稳现象，与框架预埋件连接良好，为支撑与框架的协同工作及充分发挥支撑耗能作用提供了保障。不同之处：试验过程中两榀摇摆结构 RBRBF1、RBRBF2分别在层间位移角为1/150、1/200时柱脚抬起，释放了柱中拉力。通过对比 RBRBF1(图10c)与BRBF裂缝分布情况(图9c)，可看出：RBRBF1框架摇摆柱 B、C柱裂缝数量均减少;底层摇摆柱出现裂缝晚于固减小。正向加载时，C柱抬起高度大于B柱，支撑跨梁对C柱有约束作用，因此D柱柱脚和C柱顶层梁柱节点区裂缝数量相对增多。RBRBF2边跨由于设置防屈曲支撑刚度相对较大，摇摆柱抬起导致边跨梁端转角加大，塑性变形较大，从裂缝分布(图11d)可看出：中跨裂缝分布在梁端，边跨裂缝主要分布在梁端预埋件处。

图9 BRBF构件损伤Fig.9 BRBF specimen damage

图10 RBRBF1构件损伤Fig.10 RBRBF1 specimen damage

图11 RBRBF2构件损伤Fig.11 RBRBF2 member damage

3 试验结果及分析

3.1 滞回曲线

三榀框架的基底剪力-顶点位移曲线如图12所示，整体上看，三者滞回曲线形状都比较饱满，摇摆与固接防屈曲支撑框架均具有良好的耗能能力。

层间位移角达到1/400时，基底剪力与顶点位移基本呈线性关系，摇摆柱未抬起等同固接，BRBF滞回曲线与RBRBF1滞回曲线基本一致，框架处于弹性状态。随结构侧移增加，防屈曲支撑逐渐屈服耗能，整体结构刚度逐渐减小，变形不断增大，滞回曲线斜率逐渐变缓，滞回环面积不断增加。层间位移角达到1/60时，框架变形增大，梁、柱竖向裂缝增多，钢筋逐渐屈服，承载力略微下降，因此第二、三圈加载曲线与第一圈加载曲线相比，滞回环面积相对减小。RBRBF2滞回曲线出现“捏缩”现象，主要因其柱脚抬起高度比RBRBF1的大，柱脚约束的放松使得部分损伤转移到与支撑框架柱相连的框架梁端，钢筋出现反复滑移。

图12 滞回曲线Fig.12 Hysteretic curves

图13 骨架曲线Fig.13 Skeleton curves

图14 RBRBF1柱脚抬起高度Fig.14 Uplift heights of RBRBF1 column base

3.2 骨架曲线和柱脚抬起高度

将滞回曲线中每级目标位移下的基底剪力峰值点相连得到骨架曲线，如图13所示。初始加载阶段，框架基底剪力随顶点位移呈线性增长;随着侧移增大，防屈曲支撑率先屈服耗能，框架梁端弯矩相应增大，开始出现裂缝，承载力增速变缓，骨架曲线接近水平，说明此阶段防屈曲支撑屈服、梁端混凝土开裂，消耗了大部分的能量。对RBRBF1与 BRBF骨架曲线的对比发现：RBRBF1柱脚抬起使其基底剪力比BRBF有所减小，表明摇摆结构能够减小地震作用。层间位移角达到1/50时，RBRBF1基底剪力基本不变，骨架曲线为平台段，但BRBF由于一层框架反向加载时损伤严重，基底剪力在达到最大值后急剧下降，骨架曲线下降段为较短且较陡的曲线，说明摇摆结构的延性相对较好，适应变形能力强。

RBRBF1和RBRBF2摇摆柱脚抬起高度分别如图14、图15所示。RBRBF1加载过程中骨架曲线出现不对称现象，即正向加载基底剪力大于反向加载基底剪力，主要是由于B柱柱脚阻尼器安装精度不够，使得主副板、摩擦片之间预压力过大，B柱抬起高度小于C柱，因此正向加载时刚度相对较大，基底剪力较大。同一摇摆柱东西两侧抬起高度不同是由于加载过程中主、副板与摩擦片之间发生转动摩擦，摇摆柱发生转动;柱脚一侧混凝土因摇摆柱转动而导致柱底部分混凝土保护层压溃，因此柱脚抬起高度出现负值。RBRBF2出现骨架曲线不对称现象是由于作动器连接A柱，对柱的抬起过程产生一定约束作用，导致A柱抬起高度小于D柱。RBRBF2比RBRBF1的抬起高度更大，主要因为RBRBF2边柱柱底倾覆弯矩较大且仅一侧梁对其抬起程度有约束作用。

图15 RBRBF2柱脚抬起高度Fig.15 Uplift heights of RBRBF2 column base

3.3 等效刚度

图16 比较了各框架等效刚度退化曲线。加载初期，防屈曲支撑提供较大刚度，结构初始刚度大;位移加载至柱脚抬起阶段，摇摆柱脚阻尼器提供足够的抗拉约束，柱端与底梁等同固接，BRBF与RBRBF1等效刚度退化趋势基本一致，此阶段防屈曲支撑逐渐屈服，结构等效刚度不断减小。层间位移角达到1/150时 C柱抬起，RBRBF1等效刚度退化速度快于BRBF，表明柱脚抬起降低了结构刚度。由图14可看出：C柱抬起高度大于B柱，因此反向加载时刚度降低更加明显，RBRBF1与 BRBF等效刚度差值更大。RBRBF2初始刚度退化规律与RBRBF1基本一致，由图15可看出：D柱抬起高度大于A柱，反向加载时的结构刚度较正向加载时的等效刚度低，表明摇摆柱柱脚抬起有利于降低结构刚度，从而减小结构损伤。

图16 等效刚度退化曲线Fig.16 Equivalent stiffness degradation curves

3.4 等效黏滞阻尼比

图17 比较了各框架等效黏滞阻尼比。多遇地震作用下，结构基本呈弹性，等效黏滞阻尼比较小。摇摆柱脚抬起前，柱端与基础底梁等同于固接，因此RBRBF1与BRBF等效黏滞阻尼比基本相同，此阶段防屈曲支撑屈服耗能，等效黏滞阻尼比不断增大。层间位移角达到1/150时，RBRBF1摇摆柱C开始抬起，柱脚阻尼器主副板与摩擦片摩擦耗能，等效黏滞阻尼比大于BRBF的，耗能能力比BRBF的更好。与RBRBF2相比，RBRBF1的黏滞阻尼比更大，表明采用中心布置的摇摆防屈曲支撑框架耗能能力更好。