李 然 舒贛平 胡 波 陳士通

(1.石家莊鐵道大學(xué)土木工程學(xué)院, 石家莊 050043; 2.河北省交通應(yīng)急保障技術(shù)創(chuàng)新中心, 石家莊 050043; 3.東南大學(xué)土木工程學(xué)院, 南京 211189; 4.石家莊鐵道大學(xué)工程力學(xué)系, 石家莊 050043)

0 引 言

鋼框架-支撐結(jié)構(gòu)體系在水平外力作用下,支撐作為第一道防線承擔(dān)水平荷載,支撐體系破壞后,水平荷載轉(zhuǎn)向由梁柱承擔(dān),支撐部分破壞后結(jié)構(gòu)的抗側(cè)剛度將大大降低,剛度及耗能性能急劇下降,且延性較差,會(huì)進(jìn)一步使破壞轉(zhuǎn)向梁柱。將傳統(tǒng)鋼框架-支撐結(jié)構(gòu)體系的連接設(shè)計(jì)成鉸接,使梁柱主要承受豎向荷載,支撐主要承受水平荷載,罕遇地震下,框架的梁柱保持彈性,結(jié)構(gòu)塑性變形主要集中于支撐部分。如果在鉸接鋼框架-支撐結(jié)構(gòu)體系中采用具有耗能和自復(fù)位功能的支撐,地震作用下,耗能自復(fù)位支撐將消耗地震能量起到保護(hù)結(jié)構(gòu)的作用,震后,支撐的自復(fù)位功能又能使結(jié)構(gòu)回復(fù)到其初始狀態(tài)或僅留下很小的殘余變形,利于震后結(jié)構(gòu)的修復(fù)與重新使用。

自復(fù)位耗能支撐一般由耗能系統(tǒng)、復(fù)位系統(tǒng)及約束連接系統(tǒng)組合而成。耗能系統(tǒng)可耗散外部輸入的地震能量,保護(hù)主體結(jié)構(gòu);復(fù)位系統(tǒng)可以減少或消除主體結(jié)構(gòu)的殘余變形,其概念是由Christopoulos和Tremblay[1-2]首次提出的。之后,很多學(xué)者致力于自復(fù)位耗能支撐的研究[3-6],然而,受材料彈性變形的限制,多數(shù)支撐不能滿足結(jié)構(gòu)大變形的需求。形狀記憶合金(SMA)的最大可恢復(fù)應(yīng)變達(dá)7%以上,是理想的復(fù)位材料,因此,很多學(xué)者將SMA材料作為復(fù)位材料應(yīng)用于自復(fù)位耗能支撐,并取得了理想的效果[7-13]。隨著研究的深入,廣大研究者設(shè)計(jì)的SMA自復(fù)位耗能支撐基本可分為兩類:SMA與其他材料復(fù)合而成的支撐;單純由SMA作為耗能和自復(fù)位材料的支撐。

隨著性能化抗震設(shè)計(jì)要求的提出,耗能且兼具復(fù)位功能的支撐成為當(dāng)前的主流。為此,基于SMA的各項(xiàng)性能,將研發(fā)的SMA自復(fù)位耗能裝置嵌入鉸接鋼框架-支撐結(jié)構(gòu)體系,并通過(guò)試驗(yàn)將其與普通鋼框架-支撐結(jié)構(gòu)體系進(jìn)行對(duì)比,并對(duì)試驗(yàn)過(guò)程、現(xiàn)象和結(jié)果進(jìn)行分析和探討。

1 SMA自復(fù)位耗能裝置(SMAD)

試驗(yàn)所用自復(fù)位耗能裝置(SMAD)主要由外筒、端板、中間板、拉壓桿和核心SMA絲束等組成,其構(gòu)造示意如圖1所示。核心SMA絲束通過(guò)中間板上的開(kāi)孔纏繞在兩中間板之間并用U形卡進(jìn)行錨固,外筒各段通過(guò)螺紋環(huán)環(huán)相扣。

圖1 自復(fù)位耗能裝置構(gòu)造

2 模型設(shè)計(jì)

2.1 模型概況

設(shè)計(jì)制作了兩榀跨度L=6 m,層高H=3 m的鉸接鋼框架-支撐子結(jié)構(gòu),其中一榀為單跨雙層鉸接鋼框架-普通支撐子結(jié)構(gòu),另一榀為單跨雙層鉸接鋼框架-自復(fù)位耗能支撐子結(jié)構(gòu)。子結(jié)構(gòu)的概念模型如圖2所示。

圖2 鉸接鋼框架-支撐子結(jié)構(gòu)概念模型 m

2.2 材料性能

結(jié)構(gòu)梁、柱采用焊接H型鋼,支撐采用熱軋無(wú)縫鋼管,普通支撐采用Q235,其余構(gòu)件均采用Q345,各部分材料性能如表1所示。

表1 框架材料性能

自復(fù)位耗能裝置核心部分采用Ni-Ti SMA絲,其應(yīng)力-應(yīng)變關(guān)系曲線見(jiàn)圖3,圖中,EA、EM分別為SMA絲的奧氏體和馬氏體彈性模量;σMs、σMf分別為SMA絲的馬氏體相變開(kāi)始應(yīng)力、完成應(yīng)力;σAs、σAf分別為奧氏體相變開(kāi)始應(yīng)力、完成應(yīng)力;εL為最大相變應(yīng)變,相關(guān)性能參數(shù)值列于表2。設(shè)計(jì)時(shí)應(yīng)保證裝置其他構(gòu)件處于彈性狀態(tài)。

表2 SMA絲材料性能

圖3 SMA絲應(yīng)力-應(yīng)變曲線

2.3 構(gòu)件設(shè)計(jì)

2.3.1設(shè)計(jì)準(zhǔn)則

結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)時(shí)主要遵循以下原則:

1)鉸接鋼框架-普通支撐鋼框架子結(jié)構(gòu)中支撐的破壞應(yīng)不遲于梁柱破壞;

2)兩榀鉸接鋼框架-支撐子結(jié)構(gòu)應(yīng)具有相同的屈服承載力,且結(jié)構(gòu)屈服時(shí)達(dá)到結(jié)構(gòu)的彈性層間位移角限值;

3)鉸接鋼框架-自復(fù)位耗能支撐子結(jié)構(gòu)超出彈性位移角但未超出彈塑性位移角限值時(shí),自復(fù)位耗能裝置發(fā)揮耗能作用消耗地震能量,卸載后結(jié)構(gòu)殘余變形減小甚至消失。

2.3.2鉸接鋼框架-普通支撐子結(jié)構(gòu)(FMB)

根據(jù)試驗(yàn)室設(shè)備及場(chǎng)地條件,將原框架結(jié)構(gòu)進(jìn)行1∶2縮尺設(shè)計(jì),按照GB 50009—2012《建筑結(jié)構(gòu)荷載規(guī)范》[14]的規(guī)定,考慮并分析各種荷載組合,確定最不利荷載組合為1.2SG+1.4SQ,其中SG為永久荷載作用效應(yīng)設(shè)計(jì)值,SQ為可變荷載作用效應(yīng)設(shè)計(jì)值。將組合后的荷載簡(jiǎn)化為柱頂集中荷載,經(jīng)計(jì)算,每個(gè)柱頂分別施加410.4 kN的集中荷載。

根據(jù)軸壓比計(jì)算公式(n=N/Ncr)可知,施加于鋼柱的軸壓比為0.334。經(jīng)設(shè)計(jì),兩鉸接支撐框架結(jié)構(gòu)各構(gòu)件截面如表3所示。

表3 框架結(jié)構(gòu)構(gòu)件截面尺寸

2.3.3鉸接鋼框架-自復(fù)位耗能支撐子結(jié)構(gòu)(FMD)

如圖4所示,將單榀單跨單層支撐框架構(gòu)成的整體稱為一個(gè)基本結(jié)構(gòu)單元,其中自復(fù)位耗能支撐由自復(fù)位耗能裝置和普通支撐段兩部分串聯(lián)而成,普通支撐鉸接鋼框架的支撐部分僅由普通支撐構(gòu)成。

圖4 基本結(jié)構(gòu)單元受力變形示意

設(shè)一個(gè)自復(fù)位耗能支撐的總長(zhǎng)度為l,則有以下幾何關(guān)系:

l=lD+lB

(1a)

定義長(zhǎng)度比:

αl=lD/l

(1b)

剛度比:

αEA=EDAD/(EBAB)

(1c)

式中:EB、AB和lB分別為普通支撐段的彈性模量、初始面積和初始長(zhǎng)度;ED、AD和lD分別為自復(fù)位耗能裝置的彈性模量、核心SMA絲束面積和初始長(zhǎng)度。

設(shè)一個(gè)自復(fù)位耗能支撐的等效剛度為EeqAeq,則有:

EeqAeq=EDAD/c1

(2)

其中c1=(1-αl)αEA+αl

式中:Eeq為等效彈性模量;Aeq為等效面積。

自復(fù)位耗能系統(tǒng)發(fā)生水平位移δ0時(shí)軸向長(zhǎng)度變化為:

(3)

自復(fù)位耗能體系的側(cè)向剛度K0可表示如下:

(4)

經(jīng)設(shè)計(jì),取自復(fù)位耗能裝置核心SMA絲束長(zhǎng)度lSMA=300 mm,面積ASMA=780 mm2,裝置其他構(gòu)件根據(jù)構(gòu)造措施進(jìn)行設(shè)計(jì),支撐段材料相關(guān)參數(shù)見(jiàn)表1。

3 試驗(yàn)概況

3.1 試驗(yàn)裝置

以鉸接鋼框架-自復(fù)位耗能支撐子結(jié)構(gòu)為例,其總體裝配如圖5所示,一、二層分別采用50 t 201.45型和150 t 201.70型液壓伺服作動(dòng)器,并采用柱內(nèi)預(yù)應(yīng)力的方式模擬柱頂荷載。為防止框架面外失穩(wěn),采用四個(gè)柱側(cè)向支撐和兩個(gè)梁側(cè)向支撐對(duì)其面外位移進(jìn)行約束。

圖5 試驗(yàn)總體裝配示意

3.2 加載制度及測(cè)量系統(tǒng)

采用兩臺(tái)液壓伺服作動(dòng)器聯(lián)動(dòng)加載的位移-力混合控制進(jìn)行加載,二層作動(dòng)器為主動(dòng)控制作動(dòng)器,采用位移控制;一層作動(dòng)器為被動(dòng)控制作動(dòng)器,采用力控制,其荷載值為二層作動(dòng)器荷載值的1/20,根據(jù)底部剪力法基本原理,該加載模式可模擬六層結(jié)構(gòu)的水平荷載分布。對(duì)上下層框架同步、分級(jí)加載,二層作動(dòng)器的加載歷程如圖6所示,幅值0～40 mm為彈性階段,40～80 mm為耗能階段。

圖6 加載歷程

利用位移傳感器、應(yīng)變片、應(yīng)變花及數(shù)字圖像處理(DIP)技術(shù)對(duì)結(jié)構(gòu)梁、柱、支撐等的位移、應(yīng)力、變形等進(jìn)行測(cè)量,測(cè)點(diǎn)布置如圖7所示。

a—普通支撐鉸接鋼框架; b—自復(fù)位耗能支撐鉸接鋼框架。

4 試驗(yàn)現(xiàn)象與結(jié)果

為便于描述,規(guī)定加載方向以推為正,以拉為負(fù),以下分別介紹兩榀鋼框架的試驗(yàn)情況。

4.1 試驗(yàn)現(xiàn)象

4.1.1鉸接鋼框架-普通支撐子結(jié)構(gòu)(FMB)

試驗(yàn)彈性階段,框架無(wú)明顯破壞現(xiàn)象,在該階段的0～10 mm幅值范圍內(nèi),結(jié)構(gòu)的剛度較小,之后荷載-位移曲線呈線性增長(zhǎng);加載幅值40 mm時(shí)結(jié)構(gòu)二層正負(fù)向承載力分別達(dá)到了505.5 kN和524.7 kN。

試驗(yàn)耗能階段,第一次循環(huán)加載至42.8 mm時(shí)結(jié)構(gòu)出現(xiàn)剛度退化,位移增大至45.2 mm時(shí),承載力達(dá)到最大值535.2 kN,之后承載力突然下降至432.9 kN,二層?xùn)|側(cè)支撐發(fā)生面內(nèi)整體失穩(wěn)(圖8a),卸載后反向加載,位移剛達(dá)到40 mm結(jié)構(gòu)即開(kāi)始屈服,二層西側(cè)支撐發(fā)生面外失穩(wěn)(圖9a),該加載過(guò)程中,最大承載力僅比彈性階段增長(zhǎng)了3.4%;第二次循環(huán)正向加載,二層?xùn)|側(cè)支撐出現(xiàn)凹陷并有明顯折痕(圖8b),二層梁出現(xiàn)明顯下?lián)喜⒂芯植柯N曲,負(fù)向加載時(shí),二層西側(cè)支撐中部出現(xiàn)凹陷(圖9b),東側(cè)支撐涂漆剝落;加載至第三次循環(huán)正負(fù)向50 mm時(shí),承載力已分別下降至328.1 kN和461.6 kN,此時(shí),結(jié)構(gòu)正負(fù)向承載力分別下降至第一次循環(huán)正負(fù)向最大承載力的75.8%和85.1%,基本可認(rèn)為結(jié)構(gòu)已破壞,東側(cè)支撐發(fā)生撕裂(圖8c),西側(cè)支撐鼓曲不可恢復(fù)。FMB的荷載-位移曲線如圖10所示。

a—整體失穩(wěn); b—局部凹陷; c—撕裂; d—斷裂。

a—整體失穩(wěn); b—局部凹陷。

圖10 框架荷載-位移曲線

為進(jìn)一步觀察結(jié)構(gòu)破壞現(xiàn)象,對(duì)其進(jìn)行了下一級(jí)加載,正向60 mm位移時(shí)承載力較50 mm時(shí)基本無(wú)變化,卸載時(shí)二層?xùn)|側(cè)支撐撕裂進(jìn)一步擴(kuò)大,負(fù)向加載至55 mm時(shí),結(jié)構(gòu)發(fā)出巨大聲響,二層?xùn)|側(cè)支撐被全部拉斷(圖8d),完全失去承載能力,結(jié)構(gòu)承載力急劇下降至163.8 kN,試驗(yàn)終止。

4.1.2鉸接鋼框架-自復(fù)位耗能支撐子結(jié)構(gòu)(FMD)

自復(fù)位耗能支撐中自復(fù)位耗能裝置段的剛度遠(yuǎn)小于支撐段剛度,加載過(guò)程中支撐的變形主要發(fā)生在裝置段,裝置拉伸前后情況如圖11所示。

a—東側(cè)阻尼器; b—西側(cè)阻尼器。

彈性加載階段,結(jié)構(gòu)的承載力基本呈彈性增長(zhǎng);在耗能階段,當(dāng)加載幅值超過(guò)40 mm時(shí),結(jié)構(gòu)剛度開(kāi)始變小,整個(gè)加載過(guò)程中結(jié)構(gòu)承載力緩慢增長(zhǎng),且未發(fā)現(xiàn)結(jié)構(gòu)破壞;受柱側(cè)向支撐頂桿長(zhǎng)度所限,負(fù)向加載至-80 mm時(shí)柱翼緣已基本與側(cè)向支撐頂桿端部接觸,為確保試驗(yàn)設(shè)備的安全,至最大幅值80 mm時(shí)加載結(jié)束,框架最大承載力達(dá)到651.2 kN。FMD的荷載-位移曲線見(jiàn)圖10。

4.2 試驗(yàn)結(jié)果

4.2.1位 移

試驗(yàn)過(guò)程中,隨著加載幅值的增大,兩結(jié)構(gòu)二層柱頂水平位移呈線性增長(zhǎng),如圖12a所示,這與試驗(yàn)加載制度符合;位移幅值大于40 mm時(shí),FMB結(jié)構(gòu)由于二層支撐的破壞導(dǎo)致結(jié)構(gòu)二層承載力降低,進(jìn)而一層位移幅值有所減小;而FMD結(jié)構(gòu)整個(gè)加載過(guò)程未發(fā)生破壞,結(jié)構(gòu)柱水平位移始終保持線性增長(zhǎng)。

a—框架柱頂水平位移; b—框架梁豎向位移。

圖12b為框架梁豎向位移情況,加載幅值小于40 mm時(shí)兩結(jié)構(gòu)框架梁的豎向位移變化不大,加載幅值由40 mm增大至50 mm時(shí)FMB結(jié)構(gòu)由于二層支撐發(fā)生破壞,二層梁豎向變形突然增大,至60 mm時(shí)變形進(jìn)一步增大至20 mm;FMD結(jié)構(gòu)豎向位移有逐漸增大的趨勢(shì),但最大變形量不超過(guò)5 mm。

4.2.2應(yīng) 變

FMB和FMD結(jié)構(gòu)梁、柱在加載過(guò)程中均處于彈性狀態(tài),兩結(jié)構(gòu)梁最大應(yīng)變分別發(fā)生在二層梁東側(cè)上翼緣及二層西側(cè)腹板,最大應(yīng)變分別為1 493×10-6和974×10-6;FMB和FMD結(jié)構(gòu)柱最大應(yīng)變分別為1 820×10-6和574×10-6,均處于彈性狀態(tài)。

圖13給出了FMB和FMD結(jié)構(gòu)加載過(guò)程中支撐跨中的應(yīng)變變化曲線。由圖13a、圖13b可見(jiàn),加載幅值不大于40 mm時(shí)FMB結(jié)構(gòu)的支撐應(yīng)變呈線性增長(zhǎng),且最大應(yīng)變不超過(guò)2 000×10-6,處于彈性狀態(tài);加載幅值超過(guò)40 mm后除一層西側(cè)支撐應(yīng)變呈線性增長(zhǎng)外,其余3個(gè)支撐屈服,應(yīng)變發(fā)生突變;對(duì)于FMD結(jié)構(gòu)(圖13c、圖13d),加載幅值不大于40 mm時(shí),支撐應(yīng)變同樣呈線性增長(zhǎng),在40 mm幅值附近,應(yīng)變值增長(zhǎng)速率有所減緩,這與結(jié)構(gòu)在40 mm幅值時(shí)剛度變小趨勢(shì)一致,整個(gè)加載過(guò)程中支撐應(yīng)變約1 000×10-6,始終處于彈性狀態(tài)。

a—T41～T48; b—T49～T56; c—S41～S48; d—S49～S56。

5 結(jié)果對(duì)比

選取特征值Qmax、Δmax、Qy、Δy、Δu、K0、θmax對(duì)不同支撐形式的框架-支撐結(jié)構(gòu)各項(xiàng)性能進(jìn)行描述。其中Qmax、Δmax分別為框架的最大剪力及其對(duì)應(yīng)的層位移;Qy、Δy分別為框架屈服剪力及其對(duì)應(yīng)的層

位移;Δu為框架剪力降至0.85的最大剪力時(shí)對(duì)應(yīng)的層位移,μ=Δu/Δy為框架的延性系數(shù),K0為框架的初始剛度,θmax為框架二層的最大層間位移角。

圖14和表4分別為兩框架結(jié)構(gòu)二層的水平剪力-位移骨架曲線和抗震性能特征值,其中骨架曲線中的水平位移為框架二層梁端相對(duì)地面的水平位移。

表4 框架二層抗震性能特征值

圖14 水平剪力-位移骨架曲線

5.1 屈服荷載及承載力

由圖14和表4可見(jiàn),FMB正負(fù)加載方向的屈服荷載分別為436.6 kN和467.7 kN,具有一定的不對(duì)稱性,屈服荷載約為最大承載力的88%,框架達(dá)到最大承載力后,出現(xiàn)明顯的下降段,并迅速降低至結(jié)構(gòu)破壞。

FMD正負(fù)加載方向的屈服承載力分別為517.5 kN和514.9 kN,兩者基本相等;框架達(dá)到屈服承載力后,剛度明顯降低,但承載力仍在繼續(xù)增長(zhǎng),這與阻尼器核心SMA絲束的性能一致,整個(gè)加載過(guò)程尚未達(dá)到結(jié)構(gòu)的最大承載力。

對(duì)比兩結(jié)構(gòu)可見(jiàn),FMD的承載力遠(yuǎn)高于FMB的最大承載力,且在試驗(yàn)設(shè)備及其裝置加載能力范圍內(nèi)未達(dá)到其最大承載力;由于加載時(shí)試驗(yàn)大廳溫度很高,裝置核心SMA絲束的各特征荷載較設(shè)計(jì)時(shí)有所提高,導(dǎo)致FMD的屈服荷載大于FMB的屈服荷載。

5.2 延 性

由表4可見(jiàn),FMB在正、負(fù)向加載狀態(tài)下的延性系數(shù)和層間位移角分別為1.03、1.23和1/70.2、1/64.2;對(duì)于FMD來(lái)說(shuō),由于加載結(jié)束時(shí)結(jié)構(gòu)尚未發(fā)生破壞,其實(shí)際正、負(fù)向加載時(shí)的延性系數(shù)和層間位移角將分別大于2.13、2.06和1/34.6、1/36.5。對(duì)比可見(jiàn),FMD的延性要優(yōu)于FMB的延性,即前者的抗震性能優(yōu)于后者。

5.3 耗能及復(fù)位性能

FMB的支撐部分在水平荷載作用下發(fā)生了面外失穩(wěn),之后很快就發(fā)生了破壞,耗能性能差,且由于支撐的屈曲和失穩(wěn)甚至破壞,卸載后結(jié)構(gòu)不能自行復(fù)位,支撐無(wú)法修復(fù);除SMAD外,FMD其余各部分在水平荷載作用下始終處于彈性狀態(tài),SMAD能消耗部分地震能量,且FMD在外荷載移除后可復(fù)位至其初始位置,期間并未發(fā)生結(jié)構(gòu)的破壞,無(wú)需進(jìn)行結(jié)構(gòu)修復(fù)。因此,FMD的耗能和復(fù)位性能要優(yōu)于FMB。

6 結(jié) 論

對(duì)一榀鉸接鋼框架-普通支撐子結(jié)構(gòu)與一榀鉸接鋼框架-自復(fù)位耗能支撐子結(jié)構(gòu)的抗震性能進(jìn)行了研究和對(duì)比分析,可得到如下結(jié)論:

1)鉸接鋼框架-普通支撐子結(jié)構(gòu)在水平荷載作用下,二層支撐首先發(fā)生面外失穩(wěn)和屈曲破壞,之后一層支撐面外位移有所增大;隨著加載幅值的增大,二層梁-支撐節(jié)點(diǎn)域梁的上翼緣開(kāi)始出現(xiàn)微小翹曲;整個(gè)加載過(guò)程中,梁、柱始終處于彈性狀態(tài)。

2)鉸接鋼框架-自復(fù)位耗能支撐子結(jié)構(gòu)在水平荷載作用下至加載幅值80 mm時(shí)仍未發(fā)生破壞,梁、柱始終處于彈性狀態(tài)。

3)鉸接鋼框架-自復(fù)位耗能支撐子結(jié)構(gòu)的延性系數(shù)為鉸接鋼框架-普通支撐子結(jié)構(gòu)的2倍以上,且具有較高的承載力和層間位移角。

4)由于增設(shè)了自復(fù)位耗能裝置,鉸接鋼框架-自復(fù)位耗能支撐子結(jié)構(gòu)的耗能性能和復(fù)位性能均優(yōu)于鉸接鋼框架-普通支撐子結(jié)構(gòu)。