柱根加勁肋高度對可恢復搖擺柱抗震性能的影響

黃澤偉，劉陽,b，許一鵬，郭子雄,b，劉小娟,b

(華僑大學 a.土木工程學院；b.福建省結構工程與防災重點實驗室，福建 廈門 361021)

隨著社會經濟的不斷發展和結構工程領域研究的不斷深入，結構在遭遇罕遇地震后的“性能可恢復能力”已經得到全世界結構工程專家的重視。工程結構抗震理念從抗倒塌逐漸轉向結構功能或性能的可恢復已經成為一個重要趨勢[1-2]。

目前的研究主要通過兩種途徑實現結構的性能可恢復，一種是通過放松基礎與上部結構或者梁柱節點間的部分自由度約束，使結構在地震作用下發生搖擺耗散地震能量，同時，使用預應力筋提供復位能力，從而實現震后變形的可恢復。自1963年Housner[3]提出搖擺結構的概念以后，Priestley等[4]和Eatherton等[5]都對搖擺框架進行了研究。中國對搖擺結構的研究起步較晚，2014年，呂西林等[6]設計了一個自復位可搖擺鋼筋混凝土框架結構，通過振動臺試驗對結構的可恢復性進行了驗證。魯亮等[7-8]提出了梁端鉸型和柱端鉸型的受控搖擺式鋼筋混凝土框架。楊溥等[9]則將預應力鋼絞線與消能桿引入鋼桁架梁以消耗構件的變形能，從而實現結構的自復位功能。實現結構可恢復性的另一種途徑是在結構中設置可更換構件，將地震損傷集中在可更換的耗能構件中，震后更換損傷構件即可恢復結構性能。目前，學者們對可更換構件開展了大量研究，Oh等[10]、Shen等[11]、郭子雄等[12]、劉陽等[13]、邵鐵鋒等[14]、Calado等[15]、何樂平等[16]圍繞鋼框架和混合框架結構中的梁和混合節點等部位開展研究，提出了多種不同的可替換鋼梁構造，并通過試驗驗證其可行性。

為了實現框架結構體系的震后性能恢復，底層柱腳塑性鉸區的可替換問題不可避免(如圖1(a)所示)。由于較大軸力的存在，框架柱的性能恢復難度要明顯高于框架梁，目前，關于這方面的研究還相對不足。為研究柱腳的性能可恢復性，本課題組前期已開展了部分框架柱震損可替換構造的試驗研究[17-18]。另外，橋梁墩柱的部分研究也可提供有益參考[19-23]。但相比之下，建筑結構中框架柱的構件尺寸較小、軸壓比較大，橋梁的可更換技術很難直接應用在框架柱中。

在前期研究的基礎上，本課題組提出了一種帶開縫鋼板阻尼器的新型性能可恢復搖擺柱(Innovative resilience rocking column，簡稱IRR柱)[24-26]，其構造如圖1(b)所示。前期已通過擬靜力試驗研究了單向布置鋼板阻尼器IRR柱的抗震性能，并分析了IRR柱的受力機理[24]。試驗研究表明，合理設計的IRR柱具有優越的抗震性能和良好的性能可恢復能力。當柱身采用矩形鋼管時，需要在柱根部設置一定數量的豎向加勁肋板來防止柱底的壓曲和柱側面鋼板的平面外變形。為進一步研究柱根加勁肋高度對IRR柱抗震性能的影響，筆者開展試驗研究工作。

圖1 新型可恢復搖擺柱Fig.1 Innovative resilient rocking column

1 試驗概況

1.1 試件設計

設計并制作了2個足尺IRR柱模型。柱身采用400 mm×400 mm焊接方鋼管，側面板壁厚10 mm，底板厚20 mm，加載點至承臺表面高度2 200 mm，計算剪跨比5.5，試件尺寸如圖2所示。

試件IRRC-1柱根內部縱向加勁肋高度為100 mm(如圖2(c))，防止IRR柱搖擺過程中底部邊角出現局部壓曲。試件IRRC-2柱根內部縱向加勁肋高度為420 mm(如圖2(d))，除防止柱底部壓曲作用外，還可用于傳遞柱根側面連接板I傳來的拉壓應力，防止柱側面板發生平面外屈曲。除此之外，兩個試件的其他參數完全一致。

柱頂施加恒定豎向軸力893 kN。開縫鋼板阻尼器采用10.9級M22高強摩擦型螺栓與柱身相連，采用10.9級M30高強摩擦型螺栓與T型連接板相連，T型連接板采用M30預埋螺桿與承臺連接。

圖2 試件尺寸詳圖 (mm)Fig.2 Dimension details of specimens (mm)

開縫鋼板阻尼器厚度均為8 mm，采用Q235級鋼材，其他鋼部件均采用Q345級鋼材。試件材料屬性如表1所示。

表1 材料屬性Table 1 Material properties

1.2 加載及量測裝置

試驗加載裝置如圖3所示。首先采用1 000 kN液壓千斤頂施加預定的豎向軸力，然后通過1 000 kN MTS伺服作動器施加往復水平荷載。試驗水平加載采用位移控制的加載制度，1/100位移角之前每個位移角幅值循環1次，隨后，每個位移幅值循環3次，其中，試件IRRC-2加載至1/25位移角第1循環終止試驗。

圖3 加載裝置Fig.3 Test setup

試驗位移計、引伸儀和應變片等布置如圖4所示。采用非接觸式激光位移計量測水平荷載加載點位移，通過千斤頂和作動器自帶力傳感器采集力信號。鋼板阻尼器和柱根部應變采用3 mm×5 mm電阻應變片量測，阻尼器的剪切變形角通過在阻尼器焊接螺桿安裝引伸儀量測，所有信號均通過MTS-GT控制系統和IMP數據采集儀自動采集。

圖4 量測方案Fig.4 Layout of instrumentations

2 試驗結果

2.1 主要試驗現象

在水平荷載作用下，IRR柱繞柱根一側轉動點轉動。柱根部抬起使得左側鋼板阻尼器產生向下的剪切變形，處于壓彎剪復合受力狀態(定義為壓剪側)，而右側鋼板阻尼器產生向上的剪切變形，處于拉彎剪復合受力狀態(定義為拉剪側)。試件破壞形態如圖5所示。

圖5 試件破壞形態Fig.5 Failure modes of specimens

1)試件IRRC-1 1/100位移角下，阻尼器條帶板屈服，最大應變為2 214με。1/35位移角下，壓剪側阻尼器開始屈曲，鋼管柱柱身受壓一側開始屈曲，導致兩片連接板I出現平面外轉角(如圖5(b))。1/20位移角下，拉剪側4條條帶板靠近柱身一側發生不同程度的撕裂，裂縫寬度最大約為1.5 mm(如圖5(a))。壓剪側條帶板屈曲明顯，同時，由于鋼柱側板的反復受壓凹陷和受拉外鼓，連接板I與柱身的焊接裂縫出現疲勞裂縫，如圖5(b)所示。柱身最大壓應變為-3 885με，鋼柱產生較大塑性變形無法重復使用，即無法實現性能可恢復。

2)試件IRRC-2 由于加勁肋的作用，柱身側板在整個加載過程中無明顯平面外變形，塑性變形集中于鋼板阻尼器上，因此，相同部位應變在相同位移角下均大于試件IRRC-1。1/250位移角下，阻尼器條帶板屈服，最大應變為2 546με。在1/75位移角下，壓剪側條帶板開始屈曲。1/35位移角下，拉剪側條帶板開始撕裂。試件最終加載至1/25位移角，整體變形如圖5(c)所示。拉剪側4條條帶板均完全拉斷，壓剪側條帶板屈曲明顯，柱身未發現屈曲現象，始終處于彈性狀態，最大壓應變為-974με，實現了“強柱身弱阻尼”的設計目標。原位替換鋼板阻尼器后，試件性能即可恢復。

2.2 滯回曲線

試件荷載-變形滯回曲線如圖6所示。由圖6可見：

圖6 試件滯回曲線Fig.6 Hysteretic curves of specimens

1)在加載初期(θ<1/100)，試件處于彈性受力階段，剛度大，殘余變形較小。兩個試件的曲線形狀整體差異不大。柱根內部加勁肋高度較小的試件IRRC-1，鋼板阻尼器在1/100位移角首次屈服，而加勁肋高度較大的試件IRRC-2鋼板阻尼器在1/250位移角即達到首次屈服。

2)阻尼器屈服后，試件進入塑性變形發展段，剛度明顯降低，但試件承載力仍有不同程度強化，滯回曲線呈飽滿的梭型，表現出良好的變形性能和滯回耗能性能。加勁肋高度較大的試件IRRC-2卸載剛度明顯高于試件IRRC-1。

3)較大位移角幅值下(θ>1/50)，兩個試件的滯回曲線形狀出現明顯差異。試件IRRC-2由于柱根內部加勁肋作用，柱身始終保持彈性狀態，塑性變形全部集中在鋼板阻尼器上。由于柱根的往復搖擺，滯回曲線呈現帶一定的捏攏形狀。試件IRRC-1由于柱根內部加勁肋高度較低，柱身鋼板出現平面外鼓曲，搖擺對滯回曲線形狀的影響不明顯，但試件最大承載和剛度均明顯小于試件IRRC-2。

4)由于柱身側面鋼板的平面外變形，試件IRRC-1的鋼板阻尼器塑性變形發展明顯滯后，其初始屈服、壓曲、撕裂等現象和對應的位移角和試件的極限變形均大于試件IRRC-2。但由于柱身塑性變形發展過大，試件的震后修復受到不利影響，無法實現震后性能恢復的設計目標。

5)試件IRRC-2的塑性變形均集中在鋼板阻尼器上，1/25位移角下，鋼板阻尼器水平條帶即全部撕裂，試件承載力下降，試驗終止。柱身和其他連接部位均保持彈性狀態，試驗后鋼板阻尼器可以方便替換，性能可快速恢復。

綜上，柱根內部加勁肋高度較低時，試件的塑性變形包括鋼板阻尼器和柱身兩部分，試件的極限變形能力優越，但無法實現震后快速修復。反之，試件的塑性變形集中于鋼板阻尼器上，極限變形能力降低，但強度和剛度均有不同程度提高，可以實現震后性能的快速恢復。

2.3 骨架曲線及剛度曲線

試件的骨架曲線如圖7所示，骨架曲線的特征點見表2。其中，試件的屈服位移采用能量等值法確定[27]。試件的剛度曲線如圖8所示。由圖7、圖8和表2可見：柱根內部加勁肋高度較大的試件IRRC-2初始剛度和最大承載力均明顯高于試件IRRC-1。試件IRRC-2的最大承載力和初始剛度分別比試件IRRC-1提高了11.5%和25.1%。

圖7 試件骨架曲線Fig.7 Skeleton curves of specimens

圖8 試件剛度曲線Fig.8 Stiffness curves of specimens

試件IRRC-2在1/50位移角達到荷載峰值，1/25位移角下，由于鋼板阻尼器水平條帶板的撕裂，承載力迅速下降并終止試驗。試件IRRC-1的承載力在達到峰值荷載后沒有明顯衰減，試件IRRC-1正、反向的極限變形分別比試件IRRC-2提高了32.1%和46.5%，平均提高39.3%。但試件IRRC-1在兩個方向的位移延性系數分別比試件IRRC-2降低了6.1%和6.3%，平均降低6.2%。

表2 骨架曲線特征點試驗結果Table 2 Test results of characteristic point of skeleton curves

2.4 耗能性能

各試件在不同位移角下3次循環總的耗能如表3所示。由表3可見：

1)1/35位移角前，試件IRRC-2的耗能明顯大于試件IRRC-1。說明較大的柱根內部加勁肋高度保證了鋼板阻尼器塑性耗能的充分發展。加勁肋高度較小的試件IRRC-1由于鋼柱側面板的平面外變形，鋼板阻尼器的塑性耗能發揮滯后。

2)超過1/25位移角后，由于試件IRRC-2的鋼板阻尼器水平條帶板撕裂導致加載終止，其耗能總量小于試件IRRC-1。

綜上所述，合理的柱根內部加勁肋構造可以保證鋼板阻尼器在較小位移角下充分發揮耗能能力。

表3 不同位移幅值下的耗能 Table 3 Dissipated energy at different drift ratios kJ

2.5 主要應變量測結果與分析

1)鋼管柱身應變 兩個試件的鋼管柱柱身應變隨加載過程的變化曲線如圖9所示。試件IRRC-1鋼管柱柱身在加載前期處于彈性狀態，加載至1/35位移角達到屈服應變，并在之后的位移幅值下不斷增大，最大應變達到了-3 885με，鋼管柱屈曲明顯，難以實現震后損傷修復。試件IRRC-2的柱身應變則始終處于彈性范圍內，最大應變為-974με，實現了“強柱弱阻尼”的設計目標，有利于進行震損鋼板阻尼器的原位替換，構件性能恢復易于實現。

圖9 柱身荷載-應變滯回曲線Fig.9 Load vs strain hysteretic curves of steel columns

2)鋼板阻尼器應變 兩個試件的阻尼器應變整體發展規律相近，以正向水平荷載作用下試件IRRC-2左側阻尼器條帶板應變隨加載位移角的變化曲線為例進行說明，如圖10所示。

由圖10可見，條帶板左下端和右上端受拉而左上端和右下端受壓，受拉處的應變值明顯高于受壓處，阻尼器整體處于拉剪狀態。上部條帶板應變數值高于下部條帶板，這是由于柱身搖擺過程中上部條帶板的水平變形分量較大所致，這也與條帶板的撕裂發展現象一致。同理，右側阻尼器處于壓剪狀態，有相似規律。

圖10 阻尼器條帶板應變分布曲線Fig.10 Development of displacement angle vs damper strain

圖11為兩個試件阻尼板同一位置處應變隨水平荷載的發展曲線，由圖11可見，柱根內部加勁肋高度較小的試件IRRC-1鋼板阻尼器應變發展明顯滯后于試件IRRC-2，這也與之前的分析一致。

圖11 阻尼器荷載-應變滯回曲線Fig.11 Load vs strain hysteretic curves of damper

3 結論

通過兩個足尺IRR柱試件的低周往復加載試驗，研究柱根內部縱向加勁肋高度對試件抗震性能的影響，得到以下主要結論：

1)柱根內部縱向加勁肋高度對試件破壞形態有顯著影響。加勁肋高度較小的試件IRRC-1最終破壞時柱身塑性變形較大，難以實現震后快速修復。而加勁肋高度較大的試件IRRC-2最終破壞時鋼板阻尼器撕裂拉斷，柱身則始終保持彈性，震后可方便替換損傷阻尼器，從而實現性能快速恢復。

2)加勁肋高度較大的試件IRRC-2初始剛度、最大承載力分別比試件IRRC-1提高了25.1%和11.5%。由于鋼板阻尼器塑性變形的提前發揮，試件IRRC-2的極限變形比試件IRRC-1降低了39.3%，但兩個試件的位移延性系數差異不大。

3)1/35位移角之前，試件IRRC-2耗能明顯高于試件IRRC-1。1/25位移角下，試件IRRC-2由于鋼板阻尼器拉斷，終止加載，其總耗能量小于試件IRRC-1。

4)加勁肋高的試件，柱身應變明顯小于加勁肋低的試件，而加勁肋高度小的試件阻尼板應變發展明顯滯后。