魯 亮 胡宇飛 劉 霞

(1.同濟大學結(jié)構(gòu)工程與防災研究所,上海 200092; 2.東南大學城市工程科學技術(shù)研究院,南京 210096)

0 引 言

自從預應力技術(shù)出現(xiàn)以來,多數(shù)自復位結(jié)構(gòu)采用預應力筋作為結(jié)構(gòu)的地震恢復力裝置[1-2],2012年和2016年呂西林[3-4]等分別進行了二維和三維搖擺鋼筋混凝土框架模擬地震振動臺試驗研究,2014年魯亮等[5-6]完成了受控搖擺式鋼筋混凝土框架(Controlled Rocking Reinforced Concrete Frame,CR-RCF)的振動臺試驗研究。

現(xiàn)有研究的自復位結(jié)構(gòu)的預應力筋均布置在梁柱構(gòu)件體內(nèi),施工控制及后期監(jiān)測有一定困難,在CR-RCF結(jié)構(gòu)研究的基礎(chǔ)上,魯亮[7]等提出了體外預應力自復位框架(External Prestressing Self-centering Frame,EPSCF)結(jié)構(gòu),與體內(nèi)預應力相比,體外預應力不會削弱構(gòu)件截面積,預應力控制更加方便。EPSCF結(jié)構(gòu)在柱腳節(jié)點和梁柱節(jié)點處均采用純鉸接連接,賦予了結(jié)構(gòu)轉(zhuǎn)動能力,從而弱化側(cè)向剛度,減小了結(jié)構(gòu)在地震作用下的加速度、層間剪力等響應。EPSCF結(jié)構(gòu)上下層之間布置斜向?qū)ΨQ的鋼絞線來提供抗側(cè)剛度,實現(xiàn)地震作用下結(jié)構(gòu)的彈性自復位能力。同時,EPSCF結(jié)構(gòu)設(shè)置了層間耗能裝置耗散地震能量,減小位移響應,震后只需對耗能裝置等進行必要更換,結(jié)構(gòu)可很快恢復正常使用,符合“彈性可恢復”的抗震設(shè)計理念。

為了充分了解EPSCF結(jié)構(gòu)的抗震特性,首先進行單榀單跨EPSCF結(jié)構(gòu)擬靜力試驗,檢驗構(gòu)造設(shè)計、模型簡化、理論公式及有限元建模的正確性,并分析EPSCF結(jié)構(gòu)的抗震性能。

1 試驗方案

1.1 試驗原型與相似關(guān)系

原型結(jié)構(gòu)為三層EPSCF結(jié)構(gòu),層高3.6 m,橫向柱距6 m,縱向柱距6 m,梁截面尺寸300 mm×500 mm,柱截面尺寸500 mm×500 mm。作為探索性試驗研究,僅取單層單跨作為試驗研究對象,如圖1中虛線框。

圖1 EPSCF結(jié)構(gòu)簡圖(單位:mm)Fig.1 Layout of EPSCF structure (Unit:mm)

試驗模型長度相似比取1/2,混凝土材料采用C40細石混凝土,縱筋為HRB400,箍筋為HPB300,預應力鋼絞線型號為φs15.24。模型與原型的相似關(guān)系見表1。

表1試驗相似關(guān)系

Table 1 Similarity of test

最終試驗模型的裝配圖如圖2所示。

圖2 試驗模型正視圖(單位:mm)Fig.2 Front view of test model (Unit:mm)

1.2 梁柱節(jié)點與柱腳節(jié)點

梁柱鉸接節(jié)點的構(gòu)造如圖3所示。柱頂預埋帶預留孔的U形型鋼,梁端預留與柱頂相同尺寸的開孔,鋼插銷分別穿過U形型鋼及梁端預留孔,實現(xiàn)梁柱間的鉸接連接。柱腳鉸接節(jié)點的構(gòu)造如圖4所示。柱底和基礎(chǔ)頂部均設(shè)計了帶耳板的鋼板預埋件,上下鋼板預埋件通過配套的鋼插銷穿過耳板孔固定,實現(xiàn)柱腳的鉸接連接。

1.3 預應力裝置

1.3.1鋼絞線的安裝與調(diào)節(jié)

體外預應力鋼絞線在框架內(nèi)呈倒“八”字形對稱布置,鋼絞線上下兩端均錨固于鋼插銷端部,上下鋼插銷分別插入混凝土梁內(nèi)及基礎(chǔ)預埋鋼板的耳板中,如圖4所示。安裝時鋼絞線依次穿過上下鋼插銷中預留孔,下端安裝錨板,上端依次安裝壓力傳感器、張拉調(diào)節(jié)裝置及錨板。

圖3 EPSCF結(jié)構(gòu)節(jié)點Fig.3 Joints of EPSCF

圖4 體外預應力鋼絞線錨固Fig.4 Anchorage of external prestressing steel strand

1.3.2鋼絞線的初始張拉力與選型

圖5為一榀單層EPSCF結(jié)構(gòu)的分析模型,在側(cè)向力F作用下,框架梁側(cè)移Δ,層間位移角θ,左右兩根鋼絞線轉(zhuǎn)動的角度分別為β和β′。根據(jù)幾何關(guān)系和靜力平衡條件推導的側(cè)向剛度(式(1))[8],式中符號均為結(jié)構(gòu)幾何參數(shù)和預應力筋力學參數(shù)。

(1)

式中:H為層高度;L為框架凈跨;d為預應力筋上下端錨固點間的相對水平距離;α為預應力筋與柱的初始夾角;F1,F2分別為預應力筋的內(nèi)力。

圖5 EPSCF結(jié)構(gòu)分析模型Fig.5 Analytical model of EPSCF structure

根據(jù)鋼絞線搖擺過程中的最大設(shè)計應力和結(jié)構(gòu)的位移限值可確定鋼絞線與豎向所形成的夾角。EPSCF結(jié)構(gòu)屬于一種新型抗震結(jié)構(gòu)體系,參考基于位移的抗震設(shè)計方法所給出的性能參數(shù),確定EPSCF結(jié)構(gòu)層間位移角限值[θ]≤1/20[9],即試驗模型的最大水平位移為±90 mm。根據(jù)《混凝土結(jié)構(gòu)設(shè)計規(guī)范》(GB 50010—2010)的規(guī)定[10],鋼絞線的張拉控制應力不宜超過0.75fptk,fptk為預應力鋼絞線的抗拉強度標準值。為了保證EPSCF結(jié)構(gòu)始終處于彈性狀態(tài)且鋼絞線具有一定安全裕量,設(shè)定EPSCF結(jié)構(gòu)所用鋼絞線的最大拉應力為σe≤0.7fptk,取鋼絞線的初始張拉應力σi=0.35fptk。由式(1)可求得鋼絞線與柱的初始夾角α=0.069。

EPSCF結(jié)構(gòu)側(cè)向剛度由預應力筋提供,通過試算,抗側(cè)向剛度為0.289 kN/m,單側(cè)鋼絞線為2根φs15.24標準型鋼絞線,總截面積為A=280 mm2,抗拉強度標準值fptk=1 860 N/mm2,彈性模量E=1.95×105MPa。每根鋼絞線的初始預拉力Fi=0.35×fptk×A=91.14 kN。

1.4 阻尼器

本試驗采用一種軸向拉壓型金屬阻尼器作為耗能裝置[11],阻尼器構(gòu)造見圖6。

圖6 金屬阻尼器構(gòu)造Fig.6 Metallic damper

該阻尼器包括中心鋼板、翼緣鋼板以及耗能腹板,耗能腹板選用X形鋼板,對稱布置在中心鋼板與翼緣鋼板之間。阻尼器的一端連接在梁下焊接的耳板上,另一端與人字撐節(jié)點板相連。這種金屬阻尼器構(gòu)造方式的有益之處在于安裝方便,同時阻尼器的變形不約束框架梁的豎向變形,地震作用下不會引起梁體的局部損傷。

1.5 加載制度和加載工況

試驗所用加載設(shè)備為MAS-100型電液伺服加載系統(tǒng),作動器最大出力100 kN、最大行程250 mm。梁端水平荷載采用位移控制方法施加,最大側(cè)向位移為90mm,對應層間位移角為1/20。加載位移級差為30 mm以下每級增加5 mm,30 mm至90 mm每級增加10 mm,每級位移循環(huán)三周期。

加載工況包括無控和有控兩種情況,這里的無控結(jié)構(gòu)是指僅依靠鋼絞線提供恢復力,而有控結(jié)構(gòu)是在無控結(jié)構(gòu)中增設(shè)阻尼器來增強結(jié)構(gòu)的阻尼耗能能力。

擬靜力試驗方法為低周反復加載試驗,重復進行了兩組,每組試驗包括兩次有控結(jié)構(gòu)試驗和兩次無控結(jié)構(gòu)試驗。在每次試驗前對鋼絞線預應力進行檢查,對預應力松弛的鋼絞線進行補張拉或更換鋼絞線,保證每次試驗前框架幾何形狀一致。每次有控結(jié)構(gòu)試驗后更換阻尼器再進行第二次試驗。每次試驗的加載制度完全相同。

安裝完成后的有控結(jié)構(gòu)試驗模型如圖7所示,拆除阻尼器后即可進行無控結(jié)構(gòu)試驗。

圖7 有控EPSCF結(jié)構(gòu)試驗模型Fig.7 Test model of EPSCF with damper

1.6 傳感器及測點布置

力傳感器采用YBY-150型壓力傳感器,量程為150 kN,中間預留孔供鋼絞線穿過,用于測量預應力鋼絞線的初始力并全程記錄鋼絞線內(nèi)力的變化。

位移傳感器采用拉線式位移計,共布置2個,分別位于梁截面形心處以及基礎(chǔ)中點處,用以測量框架水平側(cè)移及基礎(chǔ)側(cè)向移動。

2 試驗結(jié)果

2.1 阻尼器性能試驗

分別對三組與試驗尺寸相同的阻尼器進行擬靜力試驗,測試阻尼器的荷載-位移關(guān)系,為有限元模型中的阻尼器參數(shù)提供實測數(shù)據(jù)。試驗時采用MAS-100型作動器加載,位移采用拉線式位移計測量,加載方式為位移控制加載,各級位移分別為30 mm、50 mm、70 mm、90 mm、100 mm,每級位移循環(huán)三周期。

以第一組阻尼器為例,試驗得出的滯回曲線如圖8所示。

圖8 阻尼器滯回曲線Fig.8 Hysteresis curve of damper

對三組阻尼器實測結(jié)果取平均值后,得到的阻尼器的參數(shù)見表2,實測數(shù)據(jù)用于結(jié)構(gòu)有限元計算。

表2阻尼器參數(shù)試驗結(jié)果

Table 2 Test results of damper parameter

2.2 無控結(jié)構(gòu)試驗結(jié)果與分析

2.2.1荷載位移關(guān)系曲線

為便于描述鋼絞線中的內(nèi)力,對鋼絞線進行編號,見圖2,括號內(nèi)為背面的鋼絞線。

EPSCF無控結(jié)構(gòu)中4根鋼絞線的初始張拉力如表3所示,4根鋼絞線的初始張拉力不完全相等,同側(cè)鋼絞線相差較小,不同側(cè)鋼絞線應力相差較大,與結(jié)構(gòu)中的摩擦力共同作用達到受力平衡。

表3無控結(jié)構(gòu)預應力鋼絞線的初始預拉力

Table 3 Initial pretension of strands of EPSCF without damper

選取部分數(shù)據(jù)示例,試驗得到的EPSCF無控結(jié)構(gòu)的荷載位移曲線如圖9所示,為方便比較,四組曲線按a、b、c、d依次編號。

圖9 EPSCF無控結(jié)構(gòu)荷載位移曲線Fig.9 Load-displacement curves of EPSCF without damper

由圖中可以看出:

(1) 摩擦力的存在使結(jié)構(gòu)的荷載位移滯回曲線具有一定的滯回面積,說明EPSCF無控結(jié)構(gòu)具有一定的耗能能力,主要為摩擦阻尼耗能。

(2) 鋼絞線初始張拉力的誤差對結(jié)構(gòu)耗能能力的影響不大。

2.2.2側(cè)向剛度理論值與試驗值對比

根據(jù)EPSCF無控結(jié)構(gòu)第二組第二次試驗繪制的骨架曲線如圖10所示,利用骨架曲線求得結(jié)構(gòu)的抗側(cè)剛度為0.190 kN/m。由模型的實測尺寸代入式(1)計算得出結(jié)構(gòu)的理論抗側(cè)剛度為0.206 kN/m,實測值與理論值誤差為7.8%。誤差主要原因是理論公式計算假定所有梁柱、節(jié)點均為剛性體,而實際傳力途徑上構(gòu)件、節(jié)點均有一定彈性及裝配間隙。試驗實測抗側(cè)剛度與理論公式計算剛度的誤差值在10%以內(nèi),證明了力學模型的合理性以及理論側(cè)向剛度公式的正確性。

2.3 有控結(jié)構(gòu)試驗結(jié)果與分析

2.3.1荷載位移關(guān)系曲線

EPSCF有控結(jié)構(gòu)4根預應力鋼絞線的初始張拉力如表4所示。

圖10 EPSCF無控結(jié)構(gòu)骨架曲線Fig.10 Skeleton curves of EPSCF without damper

表4有控結(jié)構(gòu)預應力鋼絞線的初始張拉力

Table 4 Initial pretension of strands of EPSCF with damper

在試驗過程中,4根鋼絞線的最大荷載與抗拉荷載的比值均在0～0.7之間,說明鋼絞線在搖擺過程中不出現(xiàn)松弛狀態(tài),同時留有充分的安全余量。以第二組第二次試驗為例,壓力傳感器測得的4根鋼絞線的總荷載與極限荷載比值如圖11所示。

圖11 鋼絞線拉力變化圖Fig.11 Tension variation of steel strands

EPSCF有控結(jié)構(gòu)擬靜力試驗測得的部分荷載位移曲線如圖12所示。

從圖中可以看出:

(1) 4條荷載位移滯回曲線均十分飽滿,對比圖9所示無控結(jié)構(gòu)的荷載位移滯回曲線,表明設(shè)置了阻尼器的EPSCF有控結(jié)構(gòu)的耗能能力很強;

圖12 EPSCF有控結(jié)構(gòu)荷載位移曲線Fig.12 Load-displacement curves of EPSCF with damper

(2) 結(jié)構(gòu)耗能能力與鋼絞線初始預拉力差值無必然聯(lián)系,不同鋼絞線初始預拉力下所得到的試驗結(jié)果幾乎一致。

2.3.2骨架曲線

對EPSCF有控結(jié)構(gòu)的四組荷載位移曲線取平均值,繪制有控結(jié)構(gòu)的骨架曲線,并與無控結(jié)構(gòu)的骨架曲線進行對比,如圖13所示。

圖13 EPSCF結(jié)構(gòu)骨架曲線圖Fig.13 Skeleton curves of EPSCF structure

從圖13可以看出,由于阻尼器發(fā)生屈服,EPSCF有控結(jié)構(gòu)荷載位移曲線上有明顯的屈服點,而EPSCF無控結(jié)構(gòu)幾乎呈線性;同時,由于阻尼器本身有一定的剛度,EPSCF有控結(jié)構(gòu)的屈服后剛度大于EPSCF無控結(jié)構(gòu)的剛度。

2.3.3耗能特性

根據(jù)EPSCF有控結(jié)構(gòu)和無控結(jié)構(gòu)的滯回曲線計算的單圈能量耗散和等效阻尼比如表5所示,表中每個數(shù)據(jù)均為4次試驗的平均值,每個位移下的單圈能量耗散值及等效阻尼比均取第2圈的試驗數(shù)據(jù)。

表5能量耗散和等效阻尼系數(shù)

Table 5 Energy dissipating and equivalent damping coefficient

從表中可以看出:

(1) EPSCF無控結(jié)構(gòu)的單圈能量耗散隨位移增加而緩慢增大,90 mm位移時的單圈能量耗散僅為375.2 J。同時,無控結(jié)構(gòu)的等效阻尼比隨位移增加而迅速減小,20 mm位移時的等效阻尼比為0.154 7,90 mm位移時的等效阻尼比僅為0.038 3,減小了75%,說明構(gòu)件間摩擦耗能占比隨結(jié)構(gòu)側(cè)移增大而逐步減小,大位移下的無控EPSCF結(jié)構(gòu)基本處于彈性工作狀態(tài)。

(2) EPSCF有控結(jié)構(gòu)在90 mm位移時的能量耗散為6 562.7 J,達到了EPSCF無控結(jié)構(gòu)耗能的17倍。同時,等效阻尼比呈現(xiàn)先上升后略有下降的趨勢,20 mm位移時的等效阻尼比為0.191 4,40 mm位移時的等效阻尼比達到最大,為0.316 4,之后略有平穩(wěn)降低,90 mm位移時的等效阻尼比為0.261 9,說明設(shè)置阻尼器后,EPSCF結(jié)構(gòu)的耗能能力顯著提高。

3 有限元模擬

3.1 有限元模擬方法

采用ABAQUS軟件對EPSCF結(jié)構(gòu)進行建模計算,梁柱采用B31單元模擬,鉸接節(jié)點采用連接單元Hinge模擬,預應力鋼絞線采用Axial單元模擬,阻尼器采用連接單元Cartesian模擬?；炷僚c鋼筋本構(gòu)采用基于ABAQUS開發(fā)的一組材料單軸滯回本構(gòu)模型——TJ-Fiber[12]模擬。其中,阻尼器的恢復力模型由阻尼器性能試驗得出,屈服位移和屈服荷載分別為12.19 mm和17.50 kN。

3.2 有限元模擬結(jié)果

有限元模型如圖14所示,在梁端輸入的位移值與試驗值相等,將有限元計算得出的有控結(jié)構(gòu)梁端荷載位移曲線與試驗結(jié)果繪制于同一張圖,如圖15所示。從圖中可以看出,有限元計算結(jié)果與試驗結(jié)果吻合較好。

圖14 EPSCF有控結(jié)構(gòu)有限元模型Fig.14 Finite element model of EPSCF with damper

圖15 EPSCF有控結(jié)構(gòu)荷載位移曲線對比Fig.15 Comparison of load-displacement curves of EPSCF with damper between test and analysis

4 結(jié) 論

通過一榀單層單跨EPSCF結(jié)構(gòu)模型的擬靜力試驗,了解了EPSCF結(jié)構(gòu)的變形能力與耗能能力,得出以下結(jié)論:

(1) 由EPSCF無控結(jié)構(gòu)試驗實測的模型側(cè)向剛度,與理論公式計算結(jié)果較一致,驗證了理論側(cè)向剛度公式的正確性。

(2) EPSCF有控結(jié)構(gòu)的荷載位移滯回曲線飽滿,對比EPSCF無控結(jié)構(gòu)和有控結(jié)構(gòu)的能量耗散和等效黏滯阻尼系數(shù),表明設(shè)置層間阻尼器可顯著提高結(jié)構(gòu)的耗能能力。

(3) 有限元模擬結(jié)果與試驗結(jié)果吻合較好,驗證了有限元建模的正確性。