黃澤偉，劉陽,b，許一鵬，郭子雄,b，劉小娟,b

(華僑大學(xué) a.土木工程學(xué)院；b.福建省結(jié)構(gòu)工程與防災(zāi)重點實驗室，福建 廈門 361021)

隨著社會經(jīng)濟(jì)的不斷發(fā)展和結(jié)構(gòu)工程領(lǐng)域研究的不斷深入，結(jié)構(gòu)在遭遇罕遇地震后的“性能可恢復(fù)能力”已經(jīng)得到全世界結(jié)構(gòu)工程專家的重視。工程結(jié)構(gòu)抗震理念從抗倒塌逐漸轉(zhuǎn)向結(jié)構(gòu)功能或性能的可恢復(fù)已經(jīng)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(xiàn)結(jié)構(gòu)的性能可恢復(fù)，一種是通過放松基礎(chǔ)與上部結(jié)構(gòu)或者梁柱節(jié)點間的部分自由度約束，使結(jié)構(gòu)在地震作用下發(fā)生搖擺耗散地震能量，同時，使用預(yù)應(yīng)力筋提供復(fù)位能力，從而實現(xiàn)震后變形的可恢復(fù)。自1963年Housner[3]提出搖擺結(jié)構(gòu)的概念以后，Priestley等[4]和Eatherton等[5]都對搖擺框架進(jìn)行了研究。中國對搖擺結(jié)構(gòu)的研究起步較晚，2014年，呂西林等[6]設(shè)計了一個自復(fù)位可搖擺鋼筋混凝土框架結(jié)構(gòu)，通過振動臺試驗對結(jié)構(gòu)的可恢復(fù)性進(jìn)行了驗證。魯亮等[7-8]提出了梁端鉸型和柱端鉸型的受控?fù)u擺式鋼筋混凝土框架。楊溥等[9]則將預(yù)應(yīng)力鋼絞線與消能桿引入鋼桁架梁以消耗構(gòu)件的變形能，從而實現(xiàn)結(jié)構(gòu)的自復(fù)位功能。實現(xiàn)結(jié)構(gòu)可恢復(fù)性的另一種途徑是在結(jié)構(gòu)中設(shè)置可更換構(gòu)件，將地震損傷集中在可更換的耗能構(gòu)件中，震后更換損傷構(gòu)件即可恢復(fù)結(jié)構(gòu)性能。目前，學(xué)者們對可更換構(gòu)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(jié)構(gòu)中的梁和混合節(jié)點等部位開展研究，提出了多種不同的可替換鋼梁構(gòu)造，并通過試驗驗證其可行性。

為了實現(xiàn)框架結(jié)構(gòu)體系的震后性能恢復(fù)，底層柱腳塑性鉸區(qū)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(fù)難度要明顯高于框架梁，目前，關(guān)于這方面的研究還相對不足。為研究柱腳的性能可恢復(fù)性，本課題組前期已開展了部分框架柱震損可替換構(gòu)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(jié)構(gòu)中框架柱的構(gòu)件尺寸較小、軸壓比較大，橋梁的可更換技術(shù)很難直接應(yīng)用在框架柱中。

在前期研究的基礎(chǔ)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(fù)搖擺柱(Innovative resilience rocking column，簡稱IRR柱)[24-26]，其構(gòu)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(jī)理[24]。試驗研究表明，合理設(shè)計的IRR柱具有優(yōu)越的抗震性能和良好的性能可恢復(fù)能力。當(dāng)柱身采用矩形鋼管時，需要在柱根部設(shè)置一定數(shù)量的豎向加勁肋板來防止柱底的壓曲和柱側(cè)面鋼板的平面外變形。為進(jìn)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(fù)搖擺柱Fig.1 Innovative resilient rocking column

1 試驗概況

1.1 試件設(shè)計

設(shè)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(cè)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(nèi)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(xiàn)局部壓曲。試件IRRC-2柱根內(nèi)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(cè)面連接板I傳來的拉壓應(yīng)力，防止柱側(cè)面板發(fā)生平面外屈曲。除此之外，兩個試件的其他參數(shù)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(qiáng)摩擦型螺栓與柱身相連，采用10.9級M30高強(qiáng)摩擦型螺栓與T型連接板相連，T型連接板采用M30預(yù)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(yù)定的豎向軸力，然后通過1 000 kN MTS伺服作動器施加往復(fù)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(huán)1次，隨后，每個位移幅值循環(huán)3次，其中，試件IRRC-2加載至1/25位移角第1循環(huán)終止試驗。

圖3 加載裝置Fig.3 Test setup

試驗位移計、引伸儀和應(yīng)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(yīng)變采用3 mm×5 mm電阻應(yīng)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(tǒng)和IMP數(shù)據(jù)采集儀自動采集。

圖4 量測方案Fig.4 Layout of instrumentations

2 試驗結(jié)果

2.1 主要試驗現(xiàn)象

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

圖5 試件破壞形態(tài)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(yīng)變?yōu)? 214με。1/35位移角下，壓剪側(cè)阻尼器開始屈曲，鋼管柱柱身受壓一側(cè)開始屈曲，導(dǎo)致兩片連接板I出現(xiàn)平面外轉(zhuǎn)角(如圖5(b))。1/20位移角下，拉剪側(cè)4條條帶板靠近柱身一側(cè)發(fā)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(cè)條帶板屈曲明顯，同時，由于鋼柱側(cè)板的反復(fù)受壓凹陷和受拉外鼓，連接板I與柱身的焊接裂縫出現(xiàn)疲勞裂縫，如圖5(b)所示。柱身最大壓應(yīng)變?yōu)?3 885με，鋼柱產(chǎn)生較大塑性變形無法重復(fù)使用，即無法實現(xiàn)性能可恢復(fù)。

2)試件IRRC-2 由于加勁肋的作用，柱身側(cè)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(yīng)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(yīng)變?yōu)? 546με。在1/75位移角下，壓剪側(cè)條帶板開始屈曲。1/35位移角下，拉剪側(cè)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(cè)4條條帶板均完全拉斷，壓剪側(cè)條帶板屈曲明顯，柱身未發(fā)現(xiàn)屈曲現(xiàn)象，始終處于彈性狀態(tài)，最大壓應(yīng)變?yōu)?974με，實現(xiàn)了“強(qiáng)柱身弱阻尼”的設(shè)計目標(biāo)。原位替換鋼板阻尼器后，試件性能即可恢復(fù)。

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(nèi)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(dá)到首次屈服。

2)阻尼器屈服后，試件進(jìn)入塑性變形發(fā)展段，剛度明顯降低，但試件承載力仍有不同程度強(qiáng)化，滯回曲線呈飽滿的梭型，表現(xiàn)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(xiàn)明顯差異。試件IRRC-2由于柱根內(nèi)部加勁肋作用，柱身始終保持彈性狀態(tài)，塑性變形全部集中在鋼板阻尼器上。由于柱根的往復(fù)搖擺，滯回曲線呈現(xiàn)帶一定的捏攏形狀。試件IRRC-1由于柱根內(nèi)部加勁肋高度較低，柱身鋼板出現(xiàn)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(cè)面鋼板的平面外變形，試件IRRC-1的鋼板阻尼器塑性變形發(fā)展明顯滯后，其初始屈服、壓曲、撕裂等現(xiàn)象和對應(yīng)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(fā)展過大，試件的震后修復(fù)受到不利影響，無法實現(xiàn)震后性能恢復(fù)的設(shè)計目標(biāo)。

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(tài)，試驗后鋼板阻尼器可以方便替換，性能可快速恢復(fù)。

綜上，柱根內(nèi)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(yōu)越，但無法實現(xiàn)震后快速修復(fù)。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(qiáng)度和剛度均有不同程度提高，可以實現(xiàn)震后性能的快速恢復(fù)。

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(nèi)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(dá)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(dá)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(shù)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(jié)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(huán)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(nèi)部加勁肋高度保證了鋼板阻尼器塑性耗能的充分發(fā)展。加勁肋高度較小的試件IRRC-1由于鋼柱側(cè)面板的平面外變形，鋼板阻尼器的塑性耗能發(fā)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(dǎo)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(nèi)部加勁肋構(gòu)造可以保證鋼板阻尼器在較小位移角下充分發(fā)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(yīng)變量測結(jié)果與分析

1)鋼管柱身應(yīng)變 兩個試件的鋼管柱柱身應(yīng)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(tài)，加載至1/35位移角達(dá)到屈服應(yīng)變，并在之后的位移幅值下不斷增大，最大應(yīng)變達(dá)到了-3 885με，鋼管柱屈曲明顯，難以實現(xiàn)震后損傷修復(fù)。試件IRRC-2的柱身應(yīng)變則始終處于彈性范圍內(nèi)，最大應(yīng)變?yōu)?974με，實現(xiàn)了“強(qiáng)柱弱阻尼”的設(shè)計目標(biāo)，有利于進(jìn)行震損鋼板阻尼器的原位替換，構(gòu)件性能恢復(fù)易于實現(xiàn)。

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

2)鋼板阻尼器應(yīng)變 兩個試件的阻尼器應(yīng)變整體發(fā)展規(guī)律相近，以正向水平荷載作用下試件IRRC-2左側(cè)阻尼器條帶板應(yīng)變隨加載位移角的變化曲線為例進(jìn)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(yīng)變值明顯高于受壓處，阻尼器整體處于拉剪狀態(tài)。上部條帶板應(yīng)變數(shù)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(fā)展現(xiàn)象一致。同理，右側(cè)阻尼器處于壓剪狀態(tài)，有相似規(guī)律。

圖10 阻尼器條帶板應(yīng)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(yīng)變隨水平荷載的發(fā)展曲線，由圖11可見，柱根內(nèi)部加勁肋高度較小的試件IRRC-1鋼板阻尼器應(yīng)變發(fā)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(yīng)變滯回曲線Fig.11 Load vs strain hysteretic curves of damper

3 結(jié)論

通過兩個足尺IRR柱試件的低周往復(fù)加載試驗，研究柱根內(nèi)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(jié)論：

1)柱根內(nèi)部縱向加勁肋高度對試件破壞形態(tài)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(xiàn)震后快速修復(fù)。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(xiàn)性能快速恢復(fù)。

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(fā)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(shù)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(yīng)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(yīng)變發(fā)展明顯滯后。