核岛钢平台支撑框架抗震性能试验对比及支撑优化布置研究

2023-12-01丁振坤胡宝琳胡吴彪闵昱钧徐世安

振动与冲击 2023年22期

丁振坤, 胡宝琳, 田华, 胡吴彪, 闵昱钧, 徐世安

(1. 上海核工程研究设计院有限公司,上海 200233;2. 上海大学力学与工程科学学院,上海 200444)

核岛是核电站安全壳内的核反应堆及与反应堆有关的各个系统的统称,核岛钢平台作为核岛的主体结构,其重要程度不言而喻。地震的随机性、不确定性一直是核岛结构所面临的主要挑战。如何有效地提高核岛钢平台结构的抗震性能,对保证核电站及其相关系统在地震下的安全性具有重要意义。

核岛钢平台属于空间框架结构体系,其抗震性能的优劣直接关系到核岛结构在地震作用下的安全性能。出于抵抗超强地震的需要,钢平台采用纯框架体系难于满足相关抗震需求。为了解决这一问题,可以通过在钢框架的内部设置支撑,以改善其在地震作用下的整体受力和抗震性能。普通支撑框架(braced moment resisting frames,BMRF)即在钢框架中增设普通支撑的框架结构,相较于纯框架结构,其抗侧刚度有一定的提升,整体结构的抗震性能也有所改善,然而由于普通支撑存在滞回性能较差、拉压性能不对称以及受压时易屈曲等缺点,因而大大限制了普通支撑框架的抗震性能。与普通支撑框架相比,屈曲约束支撑框架结构(buckling-restrained braced frames, BRBF)可以防止普通支撑在受压时提前发生屈曲从而造成支撑拉压性能不对称的问题[1-3]。其内部安装的屈曲约束支撑(buckling-restrained brace, BRB)在多遇地震下可以提高结构刚度,而在罕遇地震下能够屈服耗能,为结构提供附加阻尼,非常适合在抗震设防烈度较高的建筑结构中使用[4-6]。目前,研究者们[7-10]已经对BRB的抗震性能设计,及其在框架中的抗震性能进行了大量的研究,并取得了许多显著的成果。Bosco等[11]在2013年提出了附加BRB的钢框架结构抗震设计方法,并通过数值研究对所提出的设计方法进行了验证。薛彦涛等[12]对三层二跨的屈曲约束支撑-钢筋混凝土框架结构进行了试验研究。研究表明,当支撑框架结构的延性系数大于12.25时,结构的耗能效果较好。2018年,王波等[13]对屈曲约束支撑装配式钢管混凝土组合框架的抗震性能进行了试验研究,结果表明,BRB能够有效地提高装配式钢管混凝土框架的抗侧移刚度和耗能减震作用。2019年,Naghavi等[14]对屈曲约束支撑框架进行了数值研究,并与中心支撑框架进行了比较。结果表明,屈曲约束支撑框架在耗能和延性方面有显著改善。王静峰等[15]对屈曲约束支撑钢框架中节点板的连接形式和破坏特征进行了试验与分析研究。2022年,张哲等[16]设计并制作了两榀单跨单层高强钢框架-屈曲约束支撑试件进行拟静力加载,结果表明,高强钢框架-屈曲约束支撑结构滞回性能稳定,塑性变形及耗能能力强。

由于核岛钢平台结构比较特殊,抗震要求较高,且梁的刚度较大,而柱子相对较弱,不符合“强柱弱梁”的设计理念,因此,为了提高核岛钢平台结构的抗震性能并改善其整体受力,根据核岛钢平台结构中的典型子框架,分别设计了BMRF和BRBF,对这两种结构体系进行低周反复荷载情况下的力学性能试验,并对两种支撑体系的抗震性能进行了分析和对比研究,根据分析结果,选择一种综合性能较优的结构,进一步研究不同支撑布置方式对体系整体受力性能的影响,给出了最适于核岛钢平台结构的支撑布置方式。

1 试验概况

为研究核岛钢平台结构的抗震性能,以钢平台结构中一榀典型框架为原型,分别设计BMRF和BRBF的1/2缩尺模型,并对其进行低周反复荷载情况下的力学性能研究。

1.1 试件设计

BMRF的轴线宽度为2 487.5 mm,底梁长度为4 412.5 mm,高度为2 937 mm。BMRF的梁截面为工字钢HN450 mm×150 mm×8 mm×14 mm,柱截面采用方钢管225 mm×225 mm×15 mm×15 mm,梁柱之间采用焊接连接,柱底与底梁连接处增加加劲肋,框架内部布置普通支撑,支撑两端通过连接板与框架焊接。普通支撑长度为2 950 mm,截面为双角钢∟80 mm×50 mm×5 mm。BMRF试件所用材料均为Q355B钢材。

BRBF钢框架部分的尺寸与BMRF一致。BRBF内部布置屈曲约束支撑,支撑两端通过连接板与框架焊接。屈曲约束支撑的长度为2 550 mm,其芯板的截面尺寸为10 mm×125 mm。BRBF试件除了支撑内芯板采用LY160钢材,填充材料为C40混凝土之外,其余部分均采用Q355B钢材。两榀框架试件的详细尺寸信息如图1和表1所示。材性试验结果如表2所示。

表1 支撑构件参数Tab.1 Specimen parameters

表2 材性试验结果Tab.2 Material test results

图1 试件尺寸设计图(mm)Fig.1 Overall diagram of BMRF and BRBF (mm)

1.2 加载方案

试验采用电液伺服加载系统进行加载,加载装置示意图和现场加载试验装置,分别如图2和图3所示。水平加载力由反力墙和±2 000 kN的液压伺服作动器提供;竖向加载力由反力架系统提供,采用滚轴滑板加千斤顶的方式,在试验过程中提供恒定的竖向荷载。试验的加载制度参考了JGJ/T 101—2015《建筑抗震试验规程》[17],采用荷载位移混合控制的方法进行低周反复拟静力试验。正式加载前,先对各试件进行预加载,目的是使试件各部分接触良好,进入正常工作状态。竖向预加载采用力控制的方法加载64 kN,水平向预加载采用位移控制的方法加载至目标位移角1/1 600。正式加载时,竖向加载仍采用力控制,将竖向荷载加至180 kN;水平向加载采用位移控制,循环加载的目标层间位移角分别为1/800,1/500,1/300,1/200,1/150,1/100,1/75,1/50,1/40,1/30,每级荷载循环3次。试验采用的加载制度如表3所示。当框架位移达到最大目标值,或加载值低于最大荷载值的85%时试验结束,所有测点的数据由静态应变数据采集仪自动采集得到。

表3 加载制度Tab.3 Loading protocol

注:1.反力墙;2.液压伺服作动器;3.反力架;4.千斤顶;5.地链螺栓;6.压梁;7.地梁;8.钢板;9.钢墩。图2 试验加载装置示意图Fig.2 Schematic diagram of test loading device

图3 现场加载试验装置Fig.3 Field loading test device

1.3 量测方案

BMRF与BRBF采用相同的测点布置方案,试验应变的测点布置如图4所示。应变片1～14分别用于量测框架梁、柱不同位置处的应变情况;应变片15～26用于测量支撑的应变分布。试验位移的测点布置如图5所示。在框架钢梁中轴线、柱脚以及底部大梁中轴线处分别布置三个水平方向的位移计,用于量测框架柱以及底部大梁的侧向位移(D1,D2,D3);普通支撑和屈曲约束支撑的轴向位移采用拉线式位移计进行量测(D4,D5);位移计D6～D8用于量测框架的平面外变形;位移计D9和D10分别量测支撑上、下连接节点板的平面外变形;位移计D11和D12用于量测支撑中部的平面外变形。

图4 应变片布置位置Fig.4 Position of strain gauge

图5 位移计布置位置Fig.5 Displacement meter layout position

2 试验现象

BMRF在前3级加载时无明显现象,横梁与柱连接节点处无变化。随着水平位移的增大,肉眼能够观察到双角钢支撑出现弯曲。当水平荷载达到第4级加载时,梁柱节点处进入塑性状态,但连接尚完好,支撑失稳的现象更加明显;至第6级加载时,支撑平面外变形显著增大,节点板弯曲,在随后受拉时,支撑与节点板的变形部分恢复;至第7级加载时,支撑平面外变形十分明显,端板出现塑性变形,如图6(a)所示;至第8级加载时,支撑局部应力过大,发生开裂,整体发生扭转现象,支撑失效,如图6(b)所示,此时终止试验。

图6 BMRF试验现象Fig.6 Testing phenomenon of BMRF

BRBF在前4级加载时无明显现象,当水平荷载达到第5级加载时,底部大梁出现滑移;至第7级加载时,BRB芯板出现明显的拉伸压缩痕迹;至第8级加载时,柱脚发生塑性弯曲。试验进行至第9级第3圈加载时,节点板发生明显变形,导致支撑相对于框架平面出现了平面外变形,如图7(a)所示;试验进行至第10级加载第1圈,梁柱节点、上翼缘开裂,梁端腹板明显鼓曲,加载至第2圈,钢管柱在梁柱连接处撕裂,至第3圈,节点板失稳,BRB明显突出平面外,节点撕裂,水平荷载无法传递,如图7(b)所示。至此试验结束。与BMRF试件相比,BRBF试件能够完成整个加载制度,各部件的破坏次序比较合理,其整体变形能力及持续承受水平循环往复荷载的能力较好。

图7 BRBF试验现象Fig.7 Testing phenomenon of BRBF

3 试验结果与分析

主要从滞回曲线、骨架曲线、耗能能力和等效黏滞阻尼比等方面对两组试件的试验结果进行对比,进而对BMRF与BRBF的抗震性能进行评价。

3.1 荷载-位移滞回曲线

BMRF和BRBF在各级荷载作用下的滞回曲线,分别如图8和图9所示。BMRF的滞回曲线在坐标原点有明显的“捏缩”现象,滞回环狭长,其面积较小;而BRBF的滞回曲线的形状比较饱满,滞回环的面积较大,相比于BMRF,曲线的饱满程度明显提高,反映出BRBF的塑性变形能力、耗能能力均强于BMRF。此外,BMRF的滞回曲线在受拉和受压状态下并不对称,BRBF的滞回曲线则没有出现明显的拉压不对称现象,根据图9,BRBF的各圈滞回曲线基本对称,其受拉、受压承载能力在数值上基本一致。图9中,第9级加载时BRBF的受压部分曲线出现凹口,说明BRBF的受压承载力出现下降,原因是此时屈曲约束支撑与框架之间的节点板发生了平面外变形。综上所述可以认为,BRBF的塑性变形能力、耗能能力强于BMRF。

图9 BRBF滞回曲线Fig.9 Hysteretic curve of BRBF

3.2 骨架曲线

在图8和图9的滞回曲线上,提取每个位移作用下的正方向和负方向的峰值载荷,构建出骨架曲线,如图10所示。BMRF和BRBF屈服后,它们的曲线均出现了明显的拐点,不同之处在于:BMRF屈服后,其承载力和变形能力很快达到极限;而BRBF的承载力和变形能力在屈服后仍有较大的提高。普通支撑在受拉时能够提高框架结构的承载能力,但在受压时会失稳,从而退出工作,而屈曲约束支撑不仅能够提高结构的承载能力,而且还能提高结构的变形能力。根据图10,BRBF的极限变形比BMRF提高了88.67%;BRBF的最大受拉、受压承载力分别比BMRF提高了7.68%和69.28%。在受拉状态下,BMRF的受拉承载力较BRBF略高,这主要是因为普通支撑采用了更高强度的钢材。随着加载进行,普通支撑发生破坏,退出了工作,而屈曲约束支撑则能够继续受拉,其最终的受拉承载能力超过了普通支撑。综上所述,BRBF的极限变形能力,受拉、受压承载能力均优于BMRF。

图10 骨架曲线Fig.10 Skeleton curves of BMRF and BRBF

3.3 刚度退化

随着加载位移的不断增加,试件的损伤累计会造成刚度随着循环周次的增加而减小,为了定量反应每一加载循环刚度退化程度,采用割线刚度Kj来评价刚度退化,具体表达式为

(1)

BMRF和BRBF在各级荷载作用下的刚度退化情况,如图11所示。加载过程中,BMRF和BRBF均出现了明显的刚度退化现象,两者的刚度退化曲线趋势相近。不同之处在于:受压情况下,BMRF的刚度衰减更快,其受压时的平均刚度衰减效率约为BRBF的1.17倍;而在受拉情况下,在水平荷载达到第3级加载之前,BRBF的刚度衰减更快,之后BRBF的刚度衰减速度渐缓,位移达到14 mm左右,BRBF的刚度衰减开始慢于BMRF,平均计算下来,BMRF受拉时的刚度衰减效率约为BRBF的1.09倍。以上分析结果表明,整个试验过程中,BRBF抵抗刚度退化的能力优于BMRF,在受压的情况下尤为明显,相较于BRBF,BMRF的刚度退化曲线具有明显的拉压不对称性。BRBF在进行第1级水平加载时进入塑性,说明其能够先于BMRF为整体结构耗散能量,有助于提高整体结构的抗震性能。

图11 刚度衰减曲线Fig.11 Stiffness attenuation curve

3.4 强度退化

用同级循环荷载下的同级承载力退化系数λi来表示试件的承载力退化[18]

(2)

用总体荷载承载力退化系数λj来表示试件达到最大值后其反力随着荷载幅值增加而退化的特征,其表达式为

(3)

式中:Pj为第j级加载时,各级循环幅值的最大反力;Pmax为所有循环下的最大峰值点反力。

BMRF和BRBF在各级荷载作用下的强度退化系数,如图12和图13所示。在各级循环加载中,BRBF的同级强度退化系数的绝对值最接近1,其平均值约为1.01,而BMRF对应的平均值则为0.949,同时,根据计算得到BRBF的同级强度退化系数绝对值的标准差为0.027,该值远小于BMRF与之相对应的标准差0.100 8,这表明BRBF的强度退化曲线比BMRF更加平缓,说明BRBF在循环荷载作用下的承载力波动程度更小,具有更加稳定的工作性能。根据图13,两榀试件的正负向承载力均随循环加载等级的增加而增大,其中BRBF的总体强度退化曲线更平缓,没有明显的波动,说明BRBF的承载力没有出现下降,相比于BMRF,BRBF总体表现出更加稳定的承载能力。

图13 钢框架总体加载承载力退化Fig.13 The overall loading capacity degeneration

3.5 耗能能力

试件的能量耗散能力,通常用能量耗散系数E或等效黏滞阻尼系数ζeq来评价[19]。能量耗散系数E可通过荷载-变形滞回曲线所包围的面积来衡量,而确定等效黏性阻尼系数ζeq则是基于能量耗散相等的原则,基于此,根据试验结果计算得各试件的等效黏性阻尼系数ζeq及能量耗散值,如图14和图15所示。

图14 ζeq与位移的关系Fig.14 Relationship between ζeq and displacement

图15 耗能与加载圈数的关系Fig.15 Relationship between energy consumption and loading winding number

图14显示了BMRF与BRBF等效黏滞阻尼系数与位移(加载等级)之间的关系。BMRF与BRBF的等效黏滞阻尼系数均整体呈现随着位移增加而增大的趋势。BMRF的等效黏滞阻尼系数ζeq在0.034～0.140,BRBF的等效黏滞阻尼系数ζeq在0.12～0.34。在整个加载过程中,BRBF的等效黏滞阻尼系数均高于BMRF,在相同的位移幅值下,BRBF的等效黏滞阻尼系数为BMRF的1.44倍～2.53倍。

图15展示了BMRF与BRBF的耗能量与加载圈数之间的关系。图15中,BMRF试件与BRBF试件的耗能能力均有随着加载圈数的增加而增大的态势。不同之处在于:BMRF的耗能能力变化随着加载圈数的增加有一定的波动,且位移幅值越大,波动越明显,说明BMRF表现出的耗能能力不是很稳定;而BRBF试件则没有出现这种波动,并且随着位移增大,BRBF的耗能能力提升程度也更加明显,第5级加载之后,BRBF表现出远远强于BMRF的耗能能力。具体的数值表现为:BRBF的总能量耗散量为1 054.7 kJ,而BMRF的总能量耗散量仅有139.7 kJ,BRBF的总能量耗散量约为BMRF的7.55倍。

以上分析表明,随着加载位移幅值的增加,BMRF和BRBF的耗能能力也随之增大,但是BRBF的耗能量提升得更快,耗能能力更强,也更稳定。

4 钢平台子结构有限元建模及验证

以上试验分析结果表明,BRBF较BMRF综合性能更优。在此基础上,为了进一步改进BRBF的设计,提高核岛钢平台子结构的抗震性能,采用有限元软件对BRBF进行数值建模,并将试验结果与模拟结果进行对比,来验证建模方法的准确性。

4.1 BRBF模型建立

根据第1章试验中BRBF的具体尺寸,按1∶1的比例建立了相应的数值分析模型,单元类型为C3D8R实体单元。如图16所示。建模过程中采用边界约束对柱底面进行约束以代替焊接,框架、支撑及加劲肋均采用实体单元进行建模,约束单元与芯版弹性头之间法向作用采用“硬接触”相互作用,切向作用与接触压力成正比,比例系数取0.01;芯版屈服段与混凝土之间法向作用采用“硬接触”相互作用;混凝土与约束单元内表面采用“绑定”相互作用;其他相互作用均采用“绑定”。从而完成BRBF数值模型的建立。

图16 屈曲约束支撑框架有限元模型Fig.16 Finite element model of BRBF

钢材本构采用Combined混合强化模型,根据材性试验得到的应力-应变曲线,将其转换为真实应力-应变曲线后对钢材的材料属性进行设置。划分网格前,对有限元模型进行网格灵敏度分析,根据灵敏度分析结果划分BRBF模型的网格大小:梁、柱及支撑约束单元构件采用粗网格(50 mm),加劲肋采用细网格(20 mm),而支撑芯材作为在整体结构中发挥承载和消能减震作用的核心单元,为了减少计算误差因而采用了更细的网格,其网格大小为10 mm。有限元分析过程中采用的加载制度与试验过程中的一致,见表3。

4.2 BRBF模型验证

为了验证本文建模方法的准确性,将试验结果与模拟结果进行对比。采用位移加载,每个水平位移幅值分别循环3次。有限元结果与试验结果比较如图17所示。

图17 BRBF有限元模型验证对比Fig.17 Comparison between test and finite element results

由图17可知:试验结果与数值分析结果基本一致。在小位移作用下,两者的滞回曲线基本重合;在大位移作用下,两者的曲线在受拉时基本重合,而在受压时存在一定的偏差,但均在允许范围内。说明以上建模方法比较准确,可用于BRBF的力学性能数值分析。

5 支撑布置方式对BRBF的影响

基于试验部分研究结果,在核岛钢平台框架结构中,同等条件下设置屈曲约束支撑较普通支撑更优。为了进一步提升整体结构的性能,采用数值分析的方法研究了BRB布置方式对框架结构整体性能的影响。

5.1 模型设计

针对所选取的典型子结构,分别研究三种支撑布置方式的影响,如图18所示,分别为单斜撑型布置(SBRBF)、V型布置(VBRBF)以及人型布置(∧BRBF)共三种针对单层框架结构的布置情形。为了形成对照,采用控制变量法,三组BRB的抗侧刚度相同,钢框架尺寸完全一致,使支撑和框架的抗侧刚度比保持相同,并在此基础上分析支撑-框架结构的受力性能。详细的参数设置如表4所示,其他模型设置与4.1节一致。

表4 参数设置Tab.4 Parameters of specimens

图18 SBRBF,VBRBF及∧BRBFFig.18 SBRBF, VBRBF and ∧BRBF

5.2 应力分布

对SBRBF,VBRBF及∧BRBF在整个加载过程中的应力分布情况进行细观分析,据此判断不同支撑布置方式对于钢平台子结构整体受力性能的影响。根据GB 50011—2010《建筑抗震设计规范》选取整体层间位移角达到1/50时的应力分布进行分析,三组框架模型的应力分布及变形分别如图19(a)、图19(b)及图19(c)所示。采用单斜撑型布置方式时,SBRBF的整体受力性能良好,其层间位移角达到1/50时,最大应力位置出现在梁柱节点上部,大小为469.6 MPa,如图20(a)所示。此时SBRBF的整体受力比较均匀,最不利处出现在梁柱节点上部,其最大应力值在可接受范围内,说明SBRBF尚未发生破坏,结构可以继续承受循环往复荷载。采用V型布置方式时,VBRBF在承受循环往复荷载的过程中,未出现应力集中现象,框架结构薄弱处未出现大变形,表明VBRBF受力性能良好。VBRBF的整体水平位移达到1/50层间位移角时,其最大应力位置出现在梁柱节点上部,大小为491.4 MPa,较SBRBF增加了4.6%,如图20(b)所示。采用人型布置方式时,∧BRBF持续承受水平循环荷载至第6级加载(层间位移角1/100)第2圈受拉时出现了显著的应力集中现象,其梁柱节点薄弱处发生了明显的大变形,最大应力远超极限应力,应使破坏形式表现为节点撕裂。∧BRBF临近破坏时的应力分布及变形如图19(c)所示,应力集中及梁柱节点变形如图20(c)及表5所示。由表5可知,∧BRBF的位移幅值从8.2 mm增至17.4 mm,其梁柱节点最不利处应力值从400.8 MPa增至841.7 MPa,而SBRBF及VBRBF则未出现此情形。

图19 层间位移角1/50第1圈受压时应力分布及变形情况Fig.19 Stress distribution and deformation of specimens at 1/50 story drift

图20 层间位移角1/50时最不利处应力分布(梁柱节点上部)Fig.20 Stress distribution at the weakest point of specimens at 1/50 story drift (Beam-column joint)

基于以上分析结果可以认为,从节点损伤的角度来看,对于核岛钢平台框架结构,采用单斜撑型布置方式(SBRBF)较采用V型布置方式(VBRBF)更优。而采用倒人型布置方式(∧BRBF)时,所对应的钢平台框架结构未能持续加载至规范中所规定的层间位移角限值,且其破坏时发生了较为明显的应力集中现象,结构的破坏模式表现为梁柱节点撕裂,说明∧BRBF的整体受力性能表现不佳。

5.3 滞回曲线

SBRBF,VBRBF及∧BRBF在整个加载过程中的滞回曲线,如图21所示。采用单斜撑型布置方式时,SBRBF能够完成整个加载制度,在承受水平循环往复荷载的过程中,其滞回曲线完整、饱满,如图21(a)所示。可以看出整体结构在第3级加载时进入屈服(层间位移角1/300),说明框架中的BRB能够较早进入屈服阶段,发挥耗能作用,保护主体结构。SBRBF整体表现出良好的耗能能力。采用V型布置方式时,VBRBF能够持续承受水平循环荷载直至第9级加载(层间位移角1/40),在整个加载过程中,VBRBF的滞回曲线比较饱满,表明VBRBF耗能能力良好,如图21(b)所示。与SBRBF相比,VBRBF的滞回环略狭长,拉压对称性一般,且未能完成整个加载制度,因而从结构整体耗能和持续加载的角度来看,采用单斜撑型布置较V型布置更优。∧BRBF的滞回曲线如图21(c)所示。可以看出采用人型布置方式时,∧BRBF承受水平循环荷载至层间位移角1/100第2圈受拉约8.2 mm时,整体结构发生失效,对应于5.2节分析中,此时∧BRBF的梁柱节点发生撕裂破坏。此外,∧BRBF的滞回环比较狭长,且其未能加载至水平位移幅值达到1/50层间位移角的规范限制,因此∧BRBF的综合力学性能不如SBRBF与VBRBF。

图21 SBRBF,VBRBF及∧BRBF滞回曲线Fig.21 Hysteretic curves of SBRBF, VBRBF and ∧BRBF

综上所述,从结构整体耗能以及持续加载的角度来看,在支撑和框架的抗侧刚度比保持一定时,对于相同的钢平台框架结构,采用单斜撑型布置方式(SBRBF)较采用V型(VBRBF)和人字型布置方式(∧BRBF)时,钢平台框架结构的综合受力性能更优。

5.4 塑性耗能能力

试件滞回曲线所包围的面积表示了试件耗散能量的大小,计算得到各组试件耗散能量的结果如图22所示,Δy为试件屈服时对应的位移幅值。

图22 试件耗散地震能量Fig.22 Seismic energy dissipation of specimens

从图22可看出,加载幅值达到1/300层间位移角前,各试件耗散的地震能量值很小;当达到时,SBRBF,VBRBF及∧BRBF耗散的地震能量值分别为10.84 kJ,21.00 kJ及19.20 kJ,说明各试件在加载幅值达到1/300层间位移角前后进入塑性,开始耗散地震能量;当各试件加载幅值达到1/100层间位移角之后,SBRBF,VBRBF以及∧BRBF耗散的地震能量值分别为175.89 kJ,213.40 kJ及152.40 kJ,从数值角度看,此时SBRBF的耗能能力略强于∧BRBF,但弱于VBRBF;而当加载幅值达到1/50层间位移角之后,SBRBF的能量耗散率已经超过VBRBF与∧BRBF;当加载幅值达到1/30层间位移角后,SBRBF表现出远强于VBRBF与∧BRBF的耗能能力,SBRBF最终耗散的地震能量值为1 921.5 kJ,分别是VBRBF与∧BRBF的2.25倍和12.6倍。

根据JGJ/T 101—2015《建筑抗震试验规程》规定,试件的能量耗散能力可通过能量耗散系数He进行表达,根据He的计算方法,得到各组试件的能量耗散系数结果如表6所示。

表6 试件能量耗散系数Tab.6 Energy dissipation coefficients of specimens

由表6可知,加载幅值达到1/100层间位移角之前,SBRBF的能量耗散系数低于VBRBF和∧BRBF,达到1/50层间位移角后,SBRBF的能量耗散系数高于VBRBF和∧BRBF,与图22中所示规律基本一致。对此现象进行分析后,推断产生这种规律的原因可能为:在整个加载过程中,VBRBF、∧BRBF的梁柱构件进入塑性较早,当加载幅值达到1/100层间位移角左右时,塑性较已经产生,并且耗散了部分地震能量,而此时SBRBF的梁柱构件则尚未进入塑性阶段,此时其耗能主要由结构内的BRB提供,所以在加载幅值达到1/100层间位移角之前,SBRBF的能量耗散系数较VBRBF与∧BRBF略低,当加载幅值达到1/50层间位移角后,SBRBF的梁柱构件进入屈服阶段,塑性铰产生,开始耗散能量,故此时SBRBF的能量耗散系数开始大幅提高,最终SBRBF表现出比VBRBF与∧BRBF更优的耗能能量。以上分析结果说明SBRBF具有比较理想的构件破坏次序,其内部的BRB能够充分发挥作用,并且较好地保护了主体结构。

5.5 等效黏滞阻尼比

等效黏性阻尼比是反映结构或构件耗能性能的一个关键参数。确定等效黏性阻尼比是基于能量耗散相等的原则,基于此,根据有限元结果计算得各试件的等效黏性阻尼比,如图23所示。

图23 试件等效黏性阻尼比Fig.23 Equivalent damping ratio of specimens

由图23可知,当各试件的位移加载幅值达到1/300层间位移角时,三组试件均已进入塑性工作状态,内部的BRB已经发生屈服,各试件的等效黏滞阻尼比均为0.1左右,当加载幅值达到1/100层间位移角前后,VBRBF与∧BRBF的耗能率增长渐缓,加载幅值达到1/50层间位移角后,SBRBF的等效黏性阻尼比高于VBRBF和∧BRBF,表现出稳定而持续的耗能能力,说明SBRBF的梁柱构件在后期加载时进入塑性工作状态,整体结构的损伤主要集中于BRB上,结构具备良好的受力性能和耗能能力。以上分析结果与5.2节、5.3节及5.4节中所展现规律基本相符。

5.6 不同支撑布置方式的优劣

SBRBF,VBRBF及∧BRBF承受往复循环荷载时的最不利处均出现在钢框架的梁柱节点,在达到相同的加载幅值时,SBRBF在其不利处的应力值最小,从节点损伤的角度来看,核岛钢平台框架结构宜采用单斜撑型布置方式;SBRBF和VBRBF均完成了1/50层间位移角的循环加载目标,∧BRBF则未能完成该加载目标;SBRBF最终耗散的地震能量值分别为VBRBF与∧BRBF的2.25倍和12.6倍;SBRBF具有比较理想的构件破坏次序,其框架塑性铰出现较迟,内部的BRB能够充分发挥作用保护主体结构。综上所述,针对于核岛钢平台结构体系“强梁弱柱”的特殊受力模式,在同等支撑抗侧刚度配置的情况下,采用单斜撑型布置BRB最为合适,其能够更好地传递和分担水平荷载,对框架结构的梁柱节点起到了一定的保护作用。