核島鋼平臺支撐框架抗震性能試驗對比及支撐優(yōu)化布置研究

丁振坤, 胡寶琳, 田 華, 胡吳彪, 閔昱鈞, 徐世安

(1. 上海核工程研究設(shè)計院有限公司,上海 200233;2. 上海大學(xué) 力學(xué)與工程科學(xué)學(xué)院,上海 200444)

核島是核電站安全殼內(nèi)的核反應(yīng)堆及與反應(yīng)堆有關(guān)的各個系統(tǒng)的統(tǒng)稱,核島鋼平臺作為核島的主體結(jié)構(gòu),其重要程度不言而喻。地震的隨機性、不確定性一直是核島結(jié)構(gòu)所面臨的主要挑戰(zhàn)。如何有效地提高核島鋼平臺結(jié)構(gòu)的抗震性能,對保證核電站及其相關(guān)系統(tǒng)在地震下的安全性具有重要意義。

核島鋼平臺屬于空間框架結(jié)構(gòu)體系,其抗震性能的優(yōu)劣直接關(guān)系到核島結(jié)構(gòu)在地震作用下的安全性能。出于抵抗超強地震的需要,鋼平臺采用純框架體系難于滿足相關(guān)抗震需求。為了解決這一問題,可以通過在鋼框架的內(nèi)部設(shè)置支撐,以改善其在地震作用下的整體受力和抗震性能。普通支撐框架(braced moment resisting frames,BMRF)即在鋼框架中增設(shè)普通支撐的框架結(jié)構(gòu),相較于純框架結(jié)構(gòu),其抗側(cè)剛度有一定的提升,整體結(jié)構(gòu)的抗震性能也有所改善,然而由于普通支撐存在滯回性能較差、拉壓性能不對稱以及受壓時易屈曲等缺點,因而大大限制了普通支撐框架的抗震性能。與普通支撐框架相比,屈曲約束支撐框架結(jié)構(gòu)(buckling-restrained braced frames, BRBF)可以防止普通支撐在受壓時提前發(fā)生屈曲從而造成支撐拉壓性能不對稱的問題[1-3]。其內(nèi)部安裝的屈曲約束支撐(buckling-restrained brace, BRB)在多遇地震下可以提高結(jié)構(gòu)剛度,而在罕遇地震下能夠屈服耗能,為結(jié)構(gòu)提供附加阻尼,非常適合在抗震設(shè)防烈度較高的建筑結(jié)構(gòu)中使用[4-6]。目前,研究者們[7-10]已經(jīng)對BRB的抗震性能設(shè)計,及其在框架中的抗震性能進行了大量的研究,并取得了許多顯著的成果。Bosco等[11]在2013年提出了附加BRB的鋼框架結(jié)構(gòu)抗震設(shè)計方法,并通過數(shù)值研究對所提出的設(shè)計方法進行了驗證。薛彥濤等[12]對三層二跨的屈曲約束支撐-鋼筋混凝土框架結(jié)構(gòu)進行了試驗研究。研究表明,當(dāng)支撐框架結(jié)構(gòu)的延性系數(shù)大于12.25時,結(jié)構(gòu)的耗能效果較好。2018年,王波等[13]對屈曲約束支撐裝配式鋼管混凝土組合框架的抗震性能進行了試驗研究,結(jié)果表明,BRB能夠有效地提高裝配式鋼管混凝土框架的抗側(cè)移剛度和耗能減震作用。2019年,Naghavi等[14]對屈曲約束支撐框架進行了數(shù)值研究,并與中心支撐框架進行了比較。結(jié)果表明,屈曲約束支撐框架在耗能和延性方面有顯著改善。王靜峰等[15]對屈曲約束支撐鋼框架中節(jié)點板的連接形式和破壞特征進行了試驗與分析研究。2022年,張哲等[16]設(shè)計并制作了兩榀單跨單層高強鋼框架-屈曲約束支撐試件進行擬靜力加載,結(jié)果表明,高強鋼框架-屈曲約束支撐結(jié)構(gòu)滯回性能穩(wěn)定,塑性變形及耗能能力強。

由于核島鋼平臺結(jié)構(gòu)比較特殊,抗震要求較高,且梁的剛度較大,而柱子相對較弱,不符合“強柱弱梁”的設(shè)計理念,因此,為了提高核島鋼平臺結(jié)構(gòu)的抗震性能并改善其整體受力,根據(jù)核島鋼平臺結(jié)構(gòu)中的典型子框架,分別設(shè)計了BMRF和BRBF,對這兩種結(jié)構(gòu)體系進行低周反復(fù)荷載情況下的力學(xué)性能試驗,并對兩種支撐體系的抗震性能進行了分析和對比研究,根據(jù)分析結(jié)果,選擇一種綜合性能較優(yōu)的結(jié)構(gòu),進一步研究不同支撐布置方式對體系整體受力性能的影響,給出了最適于核島鋼平臺結(jié)構(gòu)的支撐布置方式。

1 試驗概況

為研究核島鋼平臺結(jié)構(gòu)的抗震性能,以鋼平臺結(jié)構(gòu)中一榀典型框架為原型,分別設(shè)計BMRF和BRBF的1/2縮尺模型,并對其進行低周反復(fù)荷載情況下的力學(xué)性能研究。

1.1 試件設(shè)計

BMRF的軸線寬度為2 487.5 mm,底梁長度為4 412.5 mm,高度為2 937 mm。BMRF的梁截面為工字鋼HN450 mm×150 mm×8 mm×14 mm,柱截面采用方鋼管225 mm×225 mm×15 mm×15 mm,梁柱之間采用焊接連接,柱底與底梁連接處增加加勁肋,框架內(nèi)部布置普通支撐,支撐兩端通過連接板與框架焊接。普通支撐長度為2 950 mm,截面為雙角鋼∟80 mm×50 mm×5 mm。BMRF試件所用材料均為Q355B鋼材。

BRBF鋼框架部分的尺寸與BMRF一致。BRBF內(nèi)部布置屈曲約束支撐,支撐兩端通過連接板與框架焊接。屈曲約束支撐的長度為2 550 mm,其芯板的截面尺寸為10 mm×125 mm。BRBF試件除了支撐內(nèi)芯板采用LY160鋼材,填充材料為C40混凝土之外,其余部分均采用Q355B鋼材。兩榀框架試件的詳細尺寸信息如圖1和表1所示。材性試驗結(jié)果如表2所示。

表1 支撐構(gòu)件參數(shù)Tab.1 Specimen parameters

表2 材性試驗結(jié)果Tab.2 Material test results

圖1 試件尺寸設(shè)計圖(mm)Fig.1 Overall diagram of BMRF and BRBF (mm)

1.2 加載方案

試驗采用電液伺服加載系統(tǒng)進行加載,加載裝置示意圖和現(xiàn)場加載試驗裝置,分別如圖2和圖3所示。水平加載力由反力墻和±2 000 kN的液壓伺服作動器提供;豎向加載力由反力架系統(tǒng)提供,采用滾軸滑板加千斤頂?shù)姆绞?在試驗過程中提供恒定的豎向荷載。試驗的加載制度參考了JGJ/T 101—2015《建筑抗震試驗規(guī)程》[17],采用荷載位移混合控制的方法進行低周反復(fù)擬靜力試驗。正式加載前,先對各試件進行預(yù)加載,目的是使試件各部分接觸良好,進入正常工作狀態(tài)。豎向預(yù)加載采用力控制的方法加載64 kN,水平向預(yù)加載采用位移控制的方法加載至目標(biāo)位移角1/1 600。正式加載時,豎向加載仍采用力控制,將豎向荷載加至180 kN;水平向加載采用位移控制,循環(huán)加載的目標(biāo)層間位移角分別為1/800,1/500,1/300,1/200,1/150,1/100,1/75,1/50,1/40,1/30,每級荷載循環(huán)3次。試驗采用的加載制度如表3所示。當(dāng)框架位移達到最大目標(biāo)值,或加載值低于最大荷載值的85%時試驗結(jié)束,所有測點的數(shù)據(jù)由靜態(tài)應(yīng)變數(shù)據(jù)采集儀自動采集得到。

表3 加載制度Tab.3 Loading protocol

注:1.反力墻;2.液壓伺服作動器;3.反力架;4.千斤頂;5.地鏈螺栓;6.壓梁;7.地梁;8.鋼板;9.鋼墩。圖2 試驗加載裝置示意圖Fig.2 Schematic diagram of test loading device

圖3 現(xiàn)場加載試驗裝置Fig.3 Field loading test device

1.3 量測方案

BMRF與BRBF采用相同的測點布置方案,試驗應(yīng)變的測點布置如圖4所示。應(yīng)變片1～14分別用于量測框架梁、柱不同位置處的應(yīng)變情況;應(yīng)變片15～26用于測量支撐的應(yīng)變分布。試驗位移的測點布置如圖5所示。在框架鋼梁中軸線、柱腳以及底部大梁中軸線處分別布置三個水平方向的位移計,用于量測框架柱以及底部大梁的側(cè)向位移(D1,D2,D3);普通支撐和屈曲約束支撐的軸向位移采用拉線式位移計進行量測(D4,D5);位移計D6～D8用于量測框架的平面外變形;位移計D9和D10分別量測支撐上、下連接節(jié)點板的平面外變形;位移計D11和D12用于量測支撐中部的平面外變形。

圖4 應(yīng)變片布置位置Fig.4 Position of strain gauge

圖5 位移計布置位置Fig.5 Displacement meter layout position

2 試驗現(xiàn)象

BMRF在前3級加載時無明顯現(xiàn)象,橫梁與柱連接節(jié)點處無變化。隨著水平位移的增大,肉眼能夠觀察到雙角鋼支撐出現(xiàn)彎曲。當(dāng)水平荷載達到第4級加載時,梁柱節(jié)點處進入塑性狀態(tài),但連接尚完好,支撐失穩(wěn)的現(xiàn)象更加明顯;至第6級加載時,支撐平面外變形顯著增大,節(jié)點板彎曲,在隨后受拉時,支撐與節(jié)點板的變形部分恢復(fù);至第7級加載時,支撐平面外變形十分明顯,端板出現(xiàn)塑性變形,如圖6(a)所示;至第8級加載時,支撐局部應(yīng)力過大,發(fā)生開裂,整體發(fā)生扭轉(zhuǎn)現(xiàn)象,支撐失效,如圖6(b)所示,此時終止試驗。

圖6 BMRF試驗現(xiàn)象Fig.6 Testing phenomenon of BMRF

BRBF在前4級加載時無明顯現(xiàn)象,當(dāng)水平荷載達到第5級加載時,底部大梁出現(xiàn)滑移;至第7級加載時,BRB芯板出現(xiàn)明顯的拉伸壓縮痕跡;至第8級加載時,柱腳發(fā)生塑性彎曲。試驗進行至第9級第3圈加載時,節(jié)點板發(fā)生明顯變形,導(dǎo)致支撐相對于框架平面出現(xiàn)了平面外變形,如圖7(a)所示;試驗進行至第10級加載第1圈,梁柱節(jié)點、上翼緣開裂,梁端腹板明顯鼓曲,加載至第2圈,鋼管柱在梁柱連接處撕裂,至第3圈,節(jié)點板失穩(wěn),BRB明顯突出平面外,節(jié)點撕裂,水平荷載無法傳遞,如圖7(b)所示。至此試驗結(jié)束。與BMRF試件相比,BRBF試件能夠完成整個加載制度,各部件的破壞次序比較合理,其整體變形能力及持續(xù)承受水平循環(huán)往復(fù)荷載的能力較好。

圖7 BRBF試驗現(xiàn)象Fig.7 Testing phenomenon of BRBF

3 試驗結(jié)果與分析

主要從滯回曲線、骨架曲線、耗能能力和等效黏滯阻尼比等方面對兩組試件的試驗結(jié)果進行對比,進而對BMRF與BRBF的抗震性能進行評價。

3.1 荷載-位移滯回曲線

BMRF和BRBF在各級荷載作用下的滯回曲線,分別如圖8和圖9所示。BMRF的滯回曲線在坐標(biāo)原點有明顯的“捏縮”現(xiàn)象,滯回環(huán)狹長,其面積較小;而BRBF的滯回曲線的形狀比較飽滿,滯回環(huán)的面積較大,相比于BMRF,曲線的飽滿程度明顯提高,反映出BRBF的塑性變形能力、耗能能力均強于BMRF。此外,BMRF的滯回曲線在受拉和受壓狀態(tài)下并不對稱,BRBF的滯回曲線則沒有出現(xiàn)明顯的拉壓不對稱現(xiàn)象,根據(jù)圖9,BRBF的各圈滯回曲線基本對稱,其受拉、受壓承載能力在數(shù)值上基本一致。圖9中,第9級加載時BRBF的受壓部分曲線出現(xiàn)凹口,說明BRBF的受壓承載力出現(xiàn)下降,原因是此時屈曲約束支撐與框架之間的節(jié)點板發(fā)生了平面外變形。綜上所述可以認為,BRBF的塑性變形能力、耗能能力強于BMRF。

圖9 BRBF滯回曲線Fig.9 Hysteretic curve of BRBF

3.2 骨架曲線

在圖8和圖9的滯回曲線上,提取每個位移作用下的正方向和負方向的峰值載荷,構(gòu)建出骨架曲線,如圖10所示。BMRF和BRBF屈服后,它們的曲線均出現(xiàn)了明顯的拐點,不同之處在于:BMRF屈服后,其承載力和變形能力很快達到極限;而BRBF的承載力和變形能力在屈服后仍有較大的提高。普通支撐在受拉時能夠提高框架結(jié)構(gòu)的承載能力,但在受壓時會失穩(wěn),從而退出工作,而屈曲約束支撐不僅能夠提高結(jié)構(gòu)的承載能力,而且還能提高結(jié)構(gòu)的變形能力。根據(jù)圖10,BRBF的極限變形比BMRF提高了88.67%;BRBF的最大受拉、受壓承載力分別比BMRF提高了7.68%和69.28%。在受拉狀態(tài)下,BMRF的受拉承載力較BRBF略高,這主要是因為普通支撐采用了更高強度的鋼材。隨著加載進行,普通支撐發(fā)生破壞,退出了工作,而屈曲約束支撐則能夠繼續(xù)受拉,其最終的受拉承載能力超過了普通支撐。綜上所述,BRBF的極限變形能力,受拉、受壓承載能力均優(yōu)于BMRF。

圖10 骨架曲線Fig.10 Skeleton curves of BMRF and BRBF

3.3 剛度退化

隨著加載位移的不斷增加,試件的損傷累計會造成剛度隨著循環(huán)周次的增加而減小,為了定量反應(yīng)每一加載循環(huán)剛度退化程度,采用割線剛度Kj來評價剛度退化,具體表達式為

(1)

BMRF和BRBF在各級荷載作用下的剛度退化情況,如圖11所示。加載過程中,BMRF和BRBF均出現(xiàn)了明顯的剛度退化現(xiàn)象,兩者的剛度退化曲線趨勢相近。不同之處在于:受壓情況下,BMRF的剛度衰減更快,其受壓時的平均剛度衰減效率約為BRBF的1.17倍;而在受拉情況下,在水平荷載達到第3級加載之前,BRBF的剛度衰減更快,之后BRBF的剛度衰減速度漸緩,位移達到14 mm左右,BRBF的剛度衰減開始慢于BMRF,平均計算下來,BMRF受拉時的剛度衰減效率約為BRBF的1.09倍。以上分析結(jié)果表明,整個試驗過程中,BRBF抵抗剛度退化的能力優(yōu)于BMRF,在受壓的情況下尤為明顯,相較于BRBF,BMRF的剛度退化曲線具有明顯的拉壓不對稱性。BRBF在進行第1級水平加載時進入塑性,說明其能夠先于BMRF為整體結(jié)構(gòu)耗散能量,有助于提高整體結(jié)構(gòu)的抗震性能。

圖11 剛度衰減曲線Fig.11 Stiffness attenuation curve

3.4 強度退化

用同級循環(huán)荷載下的同級承載力退化系數(shù)λi來表示試件的承載力退化[18]

(2)

用總體荷載承載力退化系數(shù)λj來表示試件達到最大值后其反力隨著荷載幅值增加而退化的特征,其表達式為

(3)

式中:Pj為第j級加載時,各級循環(huán)幅值的最大反力;Pmax為所有循環(huán)下的最大峰值點反力。

BMRF和BRBF在各級荷載作用下的強度退化系數(shù),如圖12和圖13所示。在各級循環(huán)加載中,BRBF的同級強度退化系數(shù)的絕對值最接近1,其平均值約為1.01,而BMRF對應(yīng)的平均值則為0.949,同時,根據(jù)計算得到BRBF的同級強度退化系數(shù)絕對值的標(biāo)準(zhǔn)差為0.027,該值遠小于BMRF與之相對應(yīng)的標(biāo)準(zhǔn)差0.100 8,這表明BRBF的強度退化曲線比BMRF更加平緩,說明BRBF在循環(huán)荷載作用下的承載力波動程度更小,具有更加穩(wěn)定的工作性能。根據(jù)圖13,兩榀試件的正負向承載力均隨循環(huán)加載等級的增加而增大,其中BRBF的總體強度退化曲線更平緩,沒有明顯的波動,說明BRBF的承載力沒有出現(xiàn)下降,相比于BMRF,BRBF總體表現(xiàn)出更加穩(wěn)定的承載能力。

圖13 鋼框架總體加載承載力退化Fig.13 The overall loading capacity degeneration

3.5 耗能能力

試件的能量耗散能力,通常用能量耗散系數(shù)E或等效黏滯阻尼系數(shù)ζeq來評價[19]。能量耗散系數(shù)E可通過荷載-變形滯回曲線所包圍的面積來衡量,而確定等效黏性阻尼系數(shù)ζeq則是基于能量耗散相等的原則,基于此,根據(jù)試驗結(jié)果計算得各試件的等效黏性阻尼系數(shù)ζeq及能量耗散值,如圖14和圖15所示。

圖14 ζeq與位移的關(guān)系Fig.14 Relationship between ζeq and displacement

圖15 耗能與加載圈數(shù)的關(guān)系Fig.15 Relationship between energy consumption and loading winding number

圖14顯示了BMRF與BRBF等效黏滯阻尼系數(shù)與位移(加載等級)之間的關(guān)系。BMRF與BRBF的等效黏滯阻尼系數(shù)均整體呈現(xiàn)隨著位移增加而增大的趨勢。BMRF的等效黏滯阻尼系數(shù)ζeq在0.034～0.140,BRBF的等效黏滯阻尼系數(shù)ζeq在0.12～0.34。在整個加載過程中,BRBF的等效黏滯阻尼系數(shù)均高于BMRF,在相同的位移幅值下,BRBF的等效黏滯阻尼系數(shù)為BMRF的1.44倍～2.53倍。

圖15展示了BMRF與BRBF的耗能量與加載圈數(shù)之間的關(guān)系。圖15中,BMRF試件與BRBF試件的耗能能力均有隨著加載圈數(shù)的增加而增大的態(tài)勢。不同之處在于:BMRF的耗能能力變化隨著加載圈數(shù)的增加有一定的波動,且位移幅值越大,波動越明顯,說明BMRF表現(xiàn)出的耗能能力不是很穩(wěn)定;而BRBF試件則沒有出現(xiàn)這種波動,并且隨著位移增大,BRBF的耗能能力提升程度也更加明顯,第5級加載之后,BRBF表現(xiàn)出遠遠強于BMRF的耗能能力。具體的數(shù)值表現(xiàn)為:BRBF的總能量耗散量為1 054.7 kJ,而BMRF的總能量耗散量僅有139.7 kJ,BRBF的總能量耗散量約為BMRF的7.55倍。

以上分析表明,隨著加載位移幅值的增加,BMRF和BRBF的耗能能力也隨之增大,但是BRBF的耗能量提升得更快,耗能能力更強,也更穩(wěn)定。

4 鋼平臺子結(jié)構(gòu)有限元建模及驗證

以上試驗分析結(jié)果表明,BRBF較BMRF綜合性能更優(yōu)。在此基礎(chǔ)上,為了進一步改進BRBF的設(shè)計,提高核島鋼平臺子結(jié)構(gòu)的抗震性能,采用有限元軟件對BRBF進行數(shù)值建模,并將試驗結(jié)果與模擬結(jié)果進行對比,來驗證建模方法的準(zhǔn)確性。

4.1 BRBF模型建立

根據(jù)第1章試驗中BRBF的具體尺寸,按1∶1的比例建立了相應(yīng)的數(shù)值分析模型,單元類型為C3D8R實體單元。如圖16所示。建模過程中采用邊界約束對柱底面進行約束以代替焊接,框架、支撐及加勁肋均采用實體單元進行建模,約束單元與芯版彈性頭之間法向作用采用“硬接觸”相互作用,切向作用與接觸壓力成正比,比例系數(shù)取0.01;芯版屈服段與混凝土之間法向作用采用“硬接觸”相互作用;混凝土與約束單元內(nèi)表面采用“綁定”相互作用;其他相互作用均采用“綁定”。從而完成BRBF數(shù)值模型的建立。

圖16 屈曲約束支撐框架有限元模型Fig.16 Finite element model of BRBF

鋼材本構(gòu)采用Combined混合強化模型,根據(jù)材性試驗得到的應(yīng)力-應(yīng)變曲線,將其轉(zhuǎn)換為真實應(yīng)力-應(yīng)變曲線后對鋼材的材料屬性進行設(shè)置。劃分網(wǎng)格前,對有限元模型進行網(wǎng)格靈敏度分析,根據(jù)靈敏度分析結(jié)果劃分BRBF模型的網(wǎng)格大小:梁、柱及支撐約束單元構(gòu)件采用粗網(wǎng)格(50 mm),加勁肋采用細網(wǎng)格(20 mm),而支撐芯材作為在整體結(jié)構(gòu)中發(fā)揮承載和消能減震作用的核心單元,為了減少計算誤差因而采用了更細的網(wǎng)格,其網(wǎng)格大小為10 mm。有限元分析過程中采用的加載制度與試驗過程中的一致,見表3。

4.2 BRBF模型驗證

為了驗證本文建模方法的準(zhǔn)確性,將試驗結(jié)果與模擬結(jié)果進行對比。采用位移加載,每個水平位移幅值分別循環(huán)3次。有限元結(jié)果與試驗結(jié)果比較如圖17所示。

圖17 BRBF有限元模型驗證對比Fig.17 Comparison between test and finite element results

由圖17可知:試驗結(jié)果與數(shù)值分析結(jié)果基本一致。在小位移作用下,兩者的滯回曲線基本重合;在大位移作用下,兩者的曲線在受拉時基本重合,而在受壓時存在一定的偏差,但均在允許范圍內(nèi)。說明以上建模方法比較準(zhǔn)確,可用于BRBF的力學(xué)性能數(shù)值分析。

5 支撐布置方式對BRBF的影響

基于試驗部分研究結(jié)果,在核島鋼平臺框架結(jié)構(gòu)中,同等條件下設(shè)置屈曲約束支撐較普通支撐更優(yōu)。為了進一步提升整體結(jié)構(gòu)的性能,采用數(shù)值分析的方法研究了BRB布置方式對框架結(jié)構(gòu)整體性能的影響。

5.1 模型設(shè)計

針對所選取的典型子結(jié)構(gòu),分別研究三種支撐布置方式的影響,如圖18所示,分別為單斜撐型布置(SBRBF)、V型布置(VBRBF)以及人型布置(∧BRBF)共三種針對單層框架結(jié)構(gòu)的布置情形。為了形成對照,采用控制變量法,三組BRB的抗側(cè)剛度相同,鋼框架尺寸完全一致,使支撐和框架的抗側(cè)剛度比保持相同,并在此基礎(chǔ)上分析支撐-框架結(jié)構(gòu)的受力性能。詳細的參數(shù)設(shè)置如表4所示,其他模型設(shè)置與4.1節(jié)一致。

表4 參數(shù)設(shè)置Tab.4 Parameters of specimens

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

5.2 應(yīng)力分布

對SBRBF,VBRBF及∧BRBF在整個加載過程中的應(yīng)力分布情況進行細觀分析,據(jù)此判斷不同支撐布置方式對于鋼平臺子結(jié)構(gòu)整體受力性能的影響。根據(jù)GB 50011—2010《建筑抗震設(shè)計規(guī)范》選取整體層間位移角達到1/50時的應(yīng)力分布進行分析,三組框架模型的應(yīng)力分布及變形分別如圖19(a)、圖19(b)及圖19(c)所示。采用單斜撐型布置方式時,SBRBF的整體受力性能良好,其層間位移角達到1/50時,最大應(yīng)力位置出現(xiàn)在梁柱節(jié)點上部,大小為469.6 MPa,如圖20(a)所示。此時SBRBF的整體受力比較均勻,最不利處出現(xiàn)在梁柱節(jié)點上部,其最大應(yīng)力值在可接受范圍內(nèi),說明SBRBF尚未發(fā)生破壞,結(jié)構(gòu)可以繼續(xù)承受循環(huán)往復(fù)荷載。采用V型布置方式時,VBRBF在承受循環(huán)往復(fù)荷載的過程中,未出現(xiàn)應(yīng)力集中現(xiàn)象,框架結(jié)構(gòu)薄弱處未出現(xiàn)大變形,表明VBRBF受力性能良好。VBRBF的整體水平位移達到1/50層間位移角時,其最大應(yīng)力位置出現(xiàn)在梁柱節(jié)點上部,大小為491.4 MPa,較SBRBF增加了4.6%,如圖20(b)所示。采用人型布置方式時,∧BRBF持續(xù)承受水平循環(huán)荷載至第6級加載(層間位移角1/100)第2圈受拉時出現(xiàn)了顯著的應(yīng)力集中現(xiàn)象,其梁柱節(jié)點薄弱處發(fā)生了明顯的大變形,最大應(yīng)力遠超極限應(yīng)力,應(yīng)使破壞形式表現(xiàn)為節(jié)點撕裂。∧BRBF臨近破壞時的應(yīng)力分布及變形如圖19(c)所示,應(yīng)力集中及梁柱節(jié)點變形如圖20(c)及表5所示。由表5可知,∧BRBF的位移幅值從8.2 mm增至17.4 mm,其梁柱節(jié)點最不利處應(yīng)力值從400.8 MPa增至841.7 MPa,而SBRBF及VBRBF則未出現(xiàn)此情形。

圖19 層間位移角1/50第1圈受壓時應(yīng)力分布及變形情況Fig.19 Stress distribution and deformation of specimens at 1/50 story drift

圖20 層間位移角1/50時最不利處應(yīng)力分布(梁柱節(jié)點上部)Fig.20 Stress distribution at the weakest point of specimens at 1/50 story drift (Beam-column joint)

基于以上分析結(jié)果可以認為,從節(jié)點損傷的角度來看,對于核島鋼平臺框架結(jié)構(gòu),采用單斜撐型布置方式(SBRBF)較采用V型布置方式(VBRBF)更優(yōu)。而采用倒人型布置方式(∧BRBF)時,所對應(yīng)的鋼平臺框架結(jié)構(gòu)未能持續(xù)加載至規(guī)范中所規(guī)定的層間位移角限值,且其破壞時發(fā)生了較為明顯的應(yīng)力集中現(xiàn)象,結(jié)構(gòu)的破壞模式表現(xiàn)為梁柱節(jié)點撕裂,說明∧BRBF的整體受力性能表現(xiàn)不佳。

5.3 滯回曲線

SBRBF,VBRBF及∧BRBF在整個加載過程中的滯回曲線,如圖21所示。采用單斜撐型布置方式時,SBRBF能夠完成整個加載制度,在承受水平循環(huán)往復(fù)荷載的過程中,其滯回曲線完整、飽滿,如圖21(a)所示。可以看出整體結(jié)構(gòu)在第3級加載時進入屈服(層間位移角1/300),說明框架中的BRB能夠較早進入屈服階段,發(fā)揮耗能作用,保護主體結(jié)構(gòu)。SBRBF整體表現(xiàn)出良好的耗能能力。采用V型布置方式時,VBRBF能夠持續(xù)承受水平循環(huán)荷載直至第9級加載(層間位移角1/40),在整個加載過程中,VBRBF的滯回曲線比較飽滿,表明VBRBF耗能能力良好,如圖21(b)所示。與SBRBF相比,VBRBF的滯回環(huán)略狹長,拉壓對稱性一般,且未能完成整個加載制度,因而從結(jié)構(gòu)整體耗能和持續(xù)加載的角度來看,采用單斜撐型布置較V型布置更優(yōu)。∧BRBF的滯回曲線如圖21(c)所示。可以看出采用人型布置方式時,∧BRBF承受水平循環(huán)荷載至層間位移角1/100第2圈受拉約8.2 mm時,整體結(jié)構(gòu)發(fā)生失效,對應(yīng)于5.2節(jié)分析中,此時∧BRBF的梁柱節(jié)點發(fā)生撕裂破壞。此外,∧BRBF的滯回環(huán)比較狹長,且其未能加載至水平位移幅值達到1/50層間位移角的規(guī)范限制,因此∧BRBF的綜合力學(xué)性能不如SBRBF與VBRBF。

圖21 SBRBF,VBRBF及∧BRBF滯回曲線Fig.21 Hysteretic curves of SBRBF, VBRBF and ∧BRBF

綜上所述,從結(jié)構(gòu)整體耗能以及持續(xù)加載的角度來看,在支撐和框架的抗側(cè)剛度比保持一定時,對于相同的鋼平臺框架結(jié)構(gòu),采用單斜撐型布置方式(SBRBF)較采用V型(VBRBF)和人字型布置方式(∧BRBF)時,鋼平臺框架結(jié)構(gòu)的綜合受力性能更優(yōu)。

5.4 塑性耗能能力

試件滯回曲線所包圍的面積表示了試件耗散能量的大小,計算得到各組試件耗散能量的結(jié)果如圖22所示,Δy為試件屈服時對應(yīng)的位移幅值。

圖22 試件耗散地震能量Fig.22 Seismic energy dissipation of specimens

從圖22可看出,加載幅值達到1/300層間位移角前,各試件耗散的地震能量值很小;當(dāng)達到時,SBRBF,VBRBF及∧BRBF耗散的地震能量值分別為10.84 kJ,21.00 kJ及19.20 kJ,說明各試件在加載幅值達到1/300層間位移角前后進入塑性,開始耗散地震能量;當(dāng)各試件加載幅值達到1/100層間位移角之后,SBRBF,VBRBF以及∧BRBF耗散的地震能量值分別為175.89 kJ,213.40 kJ及152.40 kJ,從數(shù)值角度看,此時SBRBF的耗能能力略強于∧BRBF,但弱于VBRBF;而當(dāng)加載幅值達到1/50層間位移角之后,SBRBF的能量耗散率已經(jīng)超過VBRBF與∧BRBF;當(dāng)加載幅值達到1/30層間位移角后,SBRBF表現(xiàn)出遠強于VBRBF與∧BRBF的耗能能力,SBRBF最終耗散的地震能量值為1 921.5 kJ,分別是VBRBF與∧BRBF的2.25倍和12.6倍。

根據(jù)JGJ/T 101—2015《建筑抗震試驗規(guī)程》規(guī)定,試件的能量耗散能力可通過能量耗散系數(shù)He進行表達,根據(jù)He的計算方法,得到各組試件的能量耗散系數(shù)結(jié)果如表6所示。

表6 試件能量耗散系數(shù)Tab.6 Energy dissipation coefficients of specimens

由表6可知,加載幅值達到1/100層間位移角之前,SBRBF的能量耗散系數(shù)低于VBRBF和∧BRBF,達到1/50層間位移角后,SBRBF的能量耗散系數(shù)高于VBRBF和∧BRBF,與圖22中所示規(guī)律基本一致。對此現(xiàn)象進行分析后,推斷產(chǎn)生這種規(guī)律的原因可能為:在整個加載過程中,VBRBF、∧BRBF的梁柱構(gòu)件進入塑性較早,當(dāng)加載幅值達到1/100層間位移角左右時,塑性較已經(jīng)產(chǎn)生,并且耗散了部分地震能量,而此時SBRBF的梁柱構(gòu)件則尚未進入塑性階段,此時其耗能主要由結(jié)構(gòu)內(nèi)的BRB提供,所以在加載幅值達到1/100層間位移角之前,SBRBF的能量耗散系數(shù)較VBRBF與∧BRBF略低,當(dāng)加載幅值達到1/50層間位移角后,SBRBF的梁柱構(gòu)件進入屈服階段,塑性鉸產(chǎn)生,開始耗散能量,故此時SBRBF的能量耗散系數(shù)開始大幅提高,最終SBRBF表現(xiàn)出比VBRBF與∧BRBF更優(yōu)的耗能能量。以上分析結(jié)果說明SBRBF具有比較理想的構(gòu)件破壞次序,其內(nèi)部的BRB能夠充分發(fā)揮作用,并且較好地保護了主體結(jié)構(gòu)。

5.5 等效黏滯阻尼比

等效黏性阻尼比是反映結(jié)構(gòu)或構(gòu)件耗能性能的一個關(guān)鍵參數(shù)。確定等效黏性阻尼比是基于能量耗散相等的原則,基于此,根據(jù)有限元結(jié)果計算得各試件的等效黏性阻尼比,如圖23所示。

圖23 試件等效黏性阻尼比Fig.23 Equivalent damping ratio of specimens

由圖23可知,當(dāng)各試件的位移加載幅值達到1/300層間位移角時,三組試件均已進入塑性工作狀態(tài),內(nèi)部的BRB已經(jīng)發(fā)生屈服,各試件的等效黏滯阻尼比均為0.1左右,當(dāng)加載幅值達到1/100層間位移角前后,VBRBF與∧BRBF的耗能率增長漸緩,加載幅值達到1/50層間位移角后,SBRBF的等效黏性阻尼比高于VBRBF和∧BRBF,表現(xiàn)出穩(wěn)定而持續(xù)的耗能能力,說明SBRBF的梁柱構(gòu)件在后期加載時進入塑性工作狀態(tài),整體結(jié)構(gòu)的損傷主要集中于BRB上,結(jié)構(gòu)具備良好的受力性能和耗能能力。以上分析結(jié)果與5.2節(jié)、5.3節(jié)及5.4節(jié)中所展現(xiàn)規(guī)律基本相符。

5.6 不同支撐布置方式的優(yōu)劣

SBRBF,VBRBF及∧BRBF承受往復(fù)循環(huán)荷載時的最不利處均出現(xiàn)在鋼框架的梁柱節(jié)點,在達到相同的加載幅值時,SBRBF在其不利處的應(yīng)力值最小,從節(jié)點損傷的角度來看,核島鋼平臺框架結(jié)構(gòu)宜采用單斜撐型布置方式;SBRBF和VBRBF均完成了1/50層間位移角的循環(huán)加載目標(biāo),∧BRBF則未能完成該加載目標(biāo);SBRBF最終耗散的地震能量值分別為VBRBF與∧BRBF的2.25倍和12.6倍;SBRBF具有比較理想的構(gòu)件破壞次序,其框架塑性鉸出現(xiàn)較遲,內(nèi)部的BRB能夠充分發(fā)揮作用保護主體結(jié)構(gòu)。綜上所述,針對于核島鋼平臺結(jié)構(gòu)體系“強梁弱柱”的特殊受力模式,在同等支撐抗側(cè)剛度配置的情況下,采用單斜撐型布置BRB最為合適,其能夠更好地傳遞和分擔(dān)水平荷載,對框架結(jié)構(gòu)的梁柱節(jié)點起到了一定的保護作用。

6 結(jié) 論

根據(jù)核島鋼平臺結(jié)構(gòu)中的典型子框架,按1/2縮尺設(shè)計了BMRF和BRBF試驗?zāi)Ｐ?對其進行了低周反復(fù)荷載情況下力學(xué)性能試驗的對比研究,并在試驗結(jié)論的基礎(chǔ)開展了數(shù)值分析,可以得出以下結(jié)論:

(1) BMRF試件的滯回曲線出現(xiàn)了明顯的拉壓不對稱現(xiàn)象,其滯回環(huán)狹長,面積較小。相較于BMRF試件,BRBF試件的滯回曲線飽滿,拉壓對稱性良好,耗能效果穩(wěn)定,具有更好的抗震性能。

(2) BRBF試件的極限變形能力較BMRF試件提高了88.67%,BRBF的最大受拉、受壓承載力分別比BMRF提高了7.68%和69.28%,這說明BRBF的延性、承載能力均強于BMRF。

(3) BMRF試件和BRBF試件均出現(xiàn)了剛度退化現(xiàn)象。BMRF的拉、壓剛度退化效率分別比BMRF高9%和17%左右,說明BRBF試件抵抗剛度退化的性能更好。BRBF于第1級水平加載時進入塑性,說明BRBF能夠先于BMRF為整體結(jié)構(gòu)耗散能量,有助于改善整體結(jié)構(gòu)的抗震性能。

(4) BRBF試件幾乎沒有出現(xiàn)承載力退化現(xiàn)象,BMRF試件的受拉承載力退化不大,但是其受壓承載力退化比較明顯,說明BRBF試件較BMRF試件在循環(huán)荷載作用下的承載力波動更小,具有更加穩(wěn)定的工作性能。

(5) 與BMRF試件相比,BRBF試件表現(xiàn)出了更強的耗能能力,具體的數(shù)值表現(xiàn)為:BMRF的等效黏滯阻尼系數(shù)比BMRF提高了144.2%～252.9%;在整個加載過程中,與BMRF相比,BRBF的總能量耗散提高了約654.9%。相比于普通支撐,屈曲約束支撐更適合在核島鋼平臺框架中使用。

(6) 不同的支撐布置方式對鋼平臺整體性能有一定影響,采用單斜撐型布置方式時,SBRBF的綜合性能最優(yōu),其能夠完成整個加載制度,并且在整個過程中,框架的整體受力性能較好,結(jié)構(gòu)的總能量耗散值較VBRBF與∧BRBF有較大的提升,內(nèi)部的BRB能夠充分發(fā)揮作用保護主體結(jié)構(gòu)。

(7) 針對于核島鋼平臺結(jié)構(gòu)體系“強梁弱柱”的特殊受力模式,在同等支撐-框架抗側(cè)剛度比的情況下,采用單斜撐型布置BRB最為合適,其能夠更好地傳遞和分散水平荷載,且對框架結(jié)構(gòu)的梁柱節(jié)點起到了一定的保護作用。