楊 森，徐培蓁，*，劉振杰，朱亞光，李 哲，萬小梅

(1.青島理工大學 土木工程學院，青島 266525；2.青島騰遠設(shè)計事務(wù)所有限公司，青島 266071)

20世紀90年代，有學者指出框架結(jié)構(gòu)在抗震設(shè)計過程中的“強柱弱梁”的破壞機制在實際地震中基本無法實現(xiàn)[1]。2008年汶川地震[2]、2010年玉樹地震[3]、2017年九寨溝地震[4]等多次地震的災(zāi)后調(diào)查結(jié)果也表明，上述破壞機制在地震中很少實現(xiàn)，反而“柱鉸”破壞機制頻繁地出現(xiàn)在震后的調(diào)查結(jié)果中[5]。

通過觀察震后倒塌的房屋，發(fā)現(xiàn)其塑性鉸大都出現(xiàn)在柱端且數(shù)量相對較少，地震作用時產(chǎn)生的能量不能有效地被消耗掉，容易造成結(jié)構(gòu)損傷集中，進而在某一層形成薄弱層[6]。為解決上述工程難題，有學者提出通過概念設(shè)計的方式，控制側(cè)向變形，改變結(jié)構(gòu)的破壞模式[7]，使層屈服機制變成整體屈服機制，減弱地震作用時框架結(jié)構(gòu)損傷集中問題，即采用框架-搖擺墻結(jié)構(gòu)體系[8]。其中，連接件對框架-搖擺墻結(jié)構(gòu)至關(guān)重要，是影響其協(xié)調(diào)層間變形、耗能的關(guān)鍵，連接件的剛度過小，無法起到協(xié)調(diào)層間位移變形的作用，且容易造成連接件的失效；連接件的剛度過大，雖可以顯著提升結(jié)構(gòu)整體剛度，控制層間位移變形，但會影響耗能能力[9]。剛性桿作為連接件時，其塑性鉸屈服程度相對其他部位較為嚴重，在消耗地震能量過程中，會伴隨著裂縫的產(chǎn)生，甚至可能導(dǎo)致混凝土被壓碎破壞。為解決連接件的問題，要求連接件作為預(yù)期損傷部位，需要足夠的塑性變形和耗能能力及一定的震后可替換性。而阻尼器既能提供一定剛度又具有良好的滯回耗能性能，并且其作為連接構(gòu)件便于安裝、拆卸，可替換性高。故而研究用阻尼器代替剛性桿作為連接件的可行性，對解決上述難題具有一定的科學意義。

因此，把某地一中學教學樓作為研究對象，分別用黏彈阻尼器、金屬阻尼器及黏滯阻尼器代替剛性桿作為連接構(gòu)件，通過SNAP彈塑性分析軟件，探討阻尼器作為連接構(gòu)件的框架-搖擺墻結(jié)構(gòu)受罕遇地震作用的影響，研究其對搖擺墻抗震加固方面應(yīng)用的可行性。

1 模型的建立

1.1 主體結(jié)構(gòu)模型的建立

教學樓建筑高度為25.30 m，共6層，首層層高4.56 m，2—6層層高4.20 m，抗震設(shè)防烈度為7度，場地類別Ⅲ類。取其中一榀框架探究阻尼器作為連接構(gòu)件的框架-搖擺墻結(jié)構(gòu)在罕遇地震作用下的影響。結(jié)構(gòu)主體構(gòu)件的尺寸和混凝土強度等級都依據(jù)實際工程選用(表1)。圖1為搖擺墻設(shè)置示意。

表1 框架結(jié)構(gòu)梁柱尺寸

圖1 搖擺墻設(shè)置示意

1.2 材料本構(gòu)的選擇

鋼筋和混凝土的材料本構(gòu)分別采用雙線型彈塑性模型、曲線剛度折減型恢復(fù)力模型，這兩種本構(gòu)模型均是結(jié)合清華大學開發(fā)的PQFiber程序[10]和SNAP軟件進行選定的，模型本構(gòu)見圖2、圖3，材料性能參數(shù)見表2、表3，同時采用不同的模型單元來模擬搖擺墻的連接件，其中，剛性桿采用空間桿系模型、黏彈性阻尼器采用Kelvin模型、金屬阻尼器采用同軸Wen模型、黏滯阻尼器采用Maxwell模型，具體參數(shù)見第2章節(jié)。

圖2 鋼材的材料本構(gòu)

圖3 混凝土的材料本構(gòu)

表2 鋼筋材料性能參數(shù)

表3 混凝土材料性能參數(shù)

1.3 地震波的選取和薄弱層位置的確定

依據(jù)《建筑抗震設(shè)計規(guī)范》(GB 50011—2016)的規(guī)定[11]所采用的3條地震波分別為寧河天津波(實測波)、Northridge波(實測波)和CANYON波(擬合波)[12-13]。

采用CANYON波來進行時程分析，以此確定出結(jié)構(gòu)薄弱層的位置。計算結(jié)果見表4。

表4 CANYON波作用下結(jié)構(gòu)的地震反應(yīng)

從表4中可以看出，F(xiàn)2的層間位移角較其他樓層偏大，說明該層抗側(cè)剛度最小，為結(jié)構(gòu)的薄弱層。由于本次模擬分析針對已經(jīng)遭受過地震作用且存在明顯薄弱層的結(jié)構(gòu)進行抗震加固，需對原有主體結(jié)構(gòu)的設(shè)計尺寸進行適當?shù)卣{(diào)整。因此，選取框架結(jié)構(gòu)的第2層作為研究對象，人為削弱該層的柱截面尺寸，模擬經(jīng)歷罕遇地震作用后結(jié)構(gòu)的損傷情況。

1.4 薄弱層尺寸的確定及驗算

1.4.1 薄弱層尺寸的確定

在模擬分析時，薄弱層需要進行人為設(shè)定?！痘炷两Y(jié)構(gòu)設(shè)計規(guī)范》(GB 50010—2002)和《建筑抗震設(shè)計規(guī)范》(GB 50011—2016)中通常采用軸壓比來體現(xiàn)柱(墻)的受壓情況及判斷柱子的破壞情況，因此，設(shè)計柱時需要限制其軸壓比。其計算公式為

μ=N/(A×fc)

式中：μ為軸壓比；N為軸向力設(shè)計值；A為柱的截面面積；fc為混凝土的抗壓強度設(shè)計值。

主體結(jié)構(gòu)2層薄弱層的實際軸壓比為0.83，軸向力設(shè)計值為853.62 kN，混凝土的抗壓強度設(shè)計值為16.7 N/mm2，故而主體結(jié)構(gòu)2層薄弱層的面積A=61584.3 mm2，即薄弱層柱的尺寸為248 mm×248 mm，取整為250 mm×250 mm。

1.4.2 薄弱層的驗證

采用上述3條地震波對含薄弱層的主體結(jié)構(gòu)進行彈塑性時程分析。層間位移角分析結(jié)果見圖4。

圖4表明，在3條地震波作用下，框架結(jié)構(gòu)中人為設(shè)定的薄弱層F2(250 mm×250 mm)地震動響應(yīng)較大，其層間位移角超過了規(guī)范限制的1/50[11]，故而該結(jié)構(gòu)需要進行抗震加固。

1.5 搖擺墻尺寸的確定

文獻[14]通過研究初始損傷的框架-搖擺墻發(fā)現(xiàn)，搖擺墻結(jié)構(gòu)能有效改變結(jié)構(gòu)的變形模式，對于受損框架結(jié)構(gòu)而言，當搖擺墻的剛度比約為0.02時，受損傷的框架結(jié)構(gòu)層間位移開始趨于穩(wěn)定，當進一步提高剛度比為0.045時，不同受損程度的框架結(jié)構(gòu)層間位移變化基本一致。綜合上述因素，選定搖擺墻的剛度比為0.046、截面尺寸為1200 mm×600 mm。

2 搖擺墻的不同類型連接件選取

2.1 傳統(tǒng)框架+搖擺墻加固

框架結(jié)構(gòu)采用傳統(tǒng)的搖擺墻體系進行加固時，其與搖擺墻的連接件一般情況下為剛性桿-鋼筋混凝土結(jié)構(gòu)構(gòu)件。選用剛性桿的截面尺寸為300 mm×900 mm。

2.2 黏彈性阻尼器+搖擺墻加固

采用4種黏彈性阻尼器進行本次結(jié)構(gòu)模擬分析，分別編號為Ve-1，Ve-2，Ve-3，Ve-4，其尺寸及相關(guān)參數(shù)見表5所示。

表5 黏彈阻尼器參數(shù)

2.3 金屬阻尼器+搖擺墻加固

采用4種屈曲約束型金屬阻尼器進行本次模擬分析，分別記為G-1，G-2，G-3，G-4。4種金屬阻尼器的參數(shù)見表6。

表6 金屬阻尼器參數(shù)

2.4 黏滯阻尼器+搖擺墻加固

黏滯阻尼器的Ce(彈性界限值)函數(shù)模型見圖5。

圖5 Ce函數(shù)模型

選用的2種黏滯阻尼器，編號分別為Vf-1，Vf-2，其規(guī)格見表7。

表7 黏滯阻尼器參數(shù)

3 動力時程分析

分析同種阻尼器不同型號之間的層間位移角與塑性鉸破壞程度，得出Ve-2型黏彈性阻尼器、G-4型金屬阻尼器、Vf-1型黏滯阻尼器減震效果最佳，選取最優(yōu)的阻尼器布置狀態(tài)進行后續(xù)研究。

3.1 層間位移角

不同地震波作用下的層間位移角計算結(jié)果見圖6。

從圖6中可以看出，剛性桿、黏彈性阻尼器、金屬阻尼器和黏滯阻尼器在上述3條地震波作用下的最大層間位移角分別為1/69，1/65，1/63，1/65，都滿足抗震規(guī)范的具體要求。說明用阻尼器替代剛性桿作為連接件也可以控制最大層間位移角，發(fā)揮出搖擺墻的作用，滿足工程抗震加固的需要。與剛性桿相比，黏彈性阻尼器作為連接件時，其對主體結(jié)構(gòu)的層間位移角的控制效果不明顯，且薄弱層的層間位移角仍較為突出；金屬阻尼器替代剛性桿作為連接構(gòu)件時，層間位移角沿層高分布較為均勻，最大層間位移角略有增大，但仍不超過規(guī)范限值要求。同樣的，當連接件為黏滯阻尼器時，也可以有效控制結(jié)構(gòu)的最大層間位移角，使其滿足規(guī)范限制要求，但與剛性桿相比，其對薄弱層層間位移的控制效果略有下降。

3.2 層間位移及頂點位移

不同地震波作用下結(jié)構(gòu)的最大層位移及頂點位移見圖7。

從圖7可以看出，黏滯和黏彈性阻尼器作為連接件的框架-搖擺墻結(jié)構(gòu)在3條地震波作用下的層間位移、頂點位移均小于剛性桿，說明兩者能夠降低主體結(jié)構(gòu)的地震動響應(yīng)，抑制結(jié)構(gòu)的側(cè)向變形。而金屬阻尼器作為連接件時，其層間位移、頂點位移相比剛性桿略有增大，不能抑制主體結(jié)構(gòu)的側(cè)向變形。

3.3 塑性鉸對比

圖8為4種連接構(gòu)件的結(jié)構(gòu)在寧河天津波作用下的破壞示意，實心點表示塑性鉸。

圖8 不同連接構(gòu)件的結(jié)構(gòu)破壞

分析4種不同連接構(gòu)件的結(jié)構(gòu)破壞圖可以發(fā)現(xiàn)，阻尼器替代剛性桿作為連接構(gòu)件時，主體結(jié)構(gòu)在柱端同樣未產(chǎn)生塑性鉸，說明阻尼器作為連接構(gòu)件并不改變其整體屈服模態(tài)。從圖8、表8中可以看出，金屬阻尼器作為連接件時框架結(jié)構(gòu)產(chǎn)生78個塑性鉸，黏滯阻尼器產(chǎn)生的塑性鉸個數(shù)為76個，這說明后者能通過滯回耗能抑制結(jié)構(gòu)的損傷。黏彈性阻尼器也具有一定的耗能能力，但不能有效地傳遞軸力，產(chǎn)生的塑性鉸個數(shù)相對較少，為69個。

表8 連接構(gòu)件塑性鉸比較

3.4 軸力對比

在框架-搖擺墻結(jié)構(gòu)中，軸力的傳遞是通過連接件進行的。連接件是搖擺墻與框架主體之間協(xié)同工作的保證，同時，也會耗散地震能量。但是，若連接件傳遞軸力過大，則表明其剛度較大，連接件與框架結(jié)構(gòu)及搖擺墻的連接部位有可能會因為過大的軸力而損壞，從而影響搖擺墻的控制效果；若連接件傳遞軸力過小時，又不能充分發(fā)揮搖擺墻的耗能作用。從表9中可以看出，4種連接構(gòu)件中傳遞軸力最大的是剛性桿，平均軸力約為744.86 kN，說明剛性桿能通過自身剛度來傳遞地震作用下的軸力，并通過自身與框架結(jié)構(gòu)及搖擺墻的連接部位的損傷來耗散地震能量。當使用黏彈性阻尼器連接框架結(jié)構(gòu)及搖擺墻時，傳遞的軸力較小，只有剛性桿的31.27%，說明其作為連接件時無法有效協(xié)調(diào)層間位移變形且容易造成連接件失效，不能很好地發(fā)揮搖擺墻的作用。與黏彈性阻尼器連接件相比，金屬阻尼器可以提供一定的剛度，傳遞的軸力為剛性桿的87.23%，說明金屬阻尼器與框架結(jié)構(gòu)及搖擺墻的連接部位的內(nèi)力相比剛性桿均較小，造成損傷的概率較剛性桿小。黏滯阻尼器在傳遞軸力方面與金屬阻尼器類似，其連接處可以傳遞較大的軸力，但由于其本身的滯回耗能，傳遞的軸力相當于剛性桿的71.46%，說明黏滯阻尼器作連接件在罕遇地震作用下既能傳遞軸力發(fā)揮搖擺墻的作用，自身又能消耗地震能量，減少對主體結(jié)構(gòu)的損傷。

表9 連接構(gòu)件軸力對比 kN

4 結(jié)論

1) 通過剛性桿、黏彈性阻尼器、金屬阻尼器、黏滯阻尼器來連接的框架-搖擺墻結(jié)構(gòu)，均能限制結(jié)構(gòu)的最大層間位移角，滿足抗震規(guī)范的限值要求。

2) 與剛性桿以及金屬阻尼器相比，黏彈、黏滯阻尼器在罕遇地震作用下能夠減小結(jié)構(gòu)側(cè)向位移及頂點位移；并且相較于黏彈性阻尼器，黏滯阻尼器能更有效地控制結(jié)構(gòu)的層間位移角。

3) 剛性桿以自身結(jié)構(gòu)的損傷來耗散罕遇地震的能量；金屬、黏滯阻尼器在為結(jié)構(gòu)提供一定的剛度，傳遞軸力的同時，還能通過自身的耗能特性來消耗地震過程中產(chǎn)生的能量；黏彈性阻尼器傳遞的軸力較小，主體結(jié)構(gòu)只能通過耗能器耗散罕遇地震的能量，導(dǎo)致薄弱層位移較為突出。

4) 黏滯阻尼器作為連接構(gòu)件在震后安裝、拆卸方便，可替換性高，完全滿足工程加固的需要，因此，用黏滯阻尼器代替剛性桿作為搖擺墻與框架結(jié)構(gòu)之間的連接構(gòu)件進行實際工程加固是可行的。