耗能腋撑加固SRC梁转换结构的抗震性能*

杨春 吴轶 何铭基 郑俊光 张春梅

(1.华南理工大学土木与交通学院，广东广州510640;2.华南理工大学亚热带建筑科学国家重点实验室，广东广州510640;3.广州大学土木工程学院，广东广州510006;4.广州城建开发设计院有限公司，广东广州510620)

为满足人们对建筑空间与功能的要求，底部大空间结构体系逐渐成为高层商住建筑的普遍结构形式.“框支结构”的概念最早由前苏联及东欧的学者于20世纪五六十年代提出，但实践证明底层柔性的房屋抗震性能很差，无论是采用钢筋混凝土结构还是采用钢-混凝土组合结构，转换层结构上刚下柔、底部框支柱变形大的本质问题依然存在.底部大空间的转换层结构容易在转换层处产生变形集中和能量集聚，致使转换结构在地震中发生破坏，严重影响建筑的使用功能并造成重大的经济损失，所以研究转换结构在震害后的抗震加固方法显得尤为重要.对既有建筑的抗震加固可以通过多种加固方法来实现，如对结构构件进行局部加固以提高结构的刚度、强度和延性的传统方法，以及采用支撑体系、隔震和耗能转置等的新型结构控制方法［1］.近年来，应用耗能支撑体系代替传统加固方法对钢筋混凝土结构进行加固已越来越普遍，这种加固方法兼具金属支撑体系和阻尼器的双重优点［2］.文献［3-5］通过耗能支撑加固的工程应用以及有限元分析的研究，验证了采用该方法进行加固可使震损结构满足抗震设防的要求，并在经济性和施工时间上较其它加固方法具有优越性.鉴于转换层结构容易在转换层处发生破坏的特点，笔者所在课题组提出在转换层梁柱相交的节点区域设置耗能腋撑的方法对震损转换层结构进行抗震加固.文献［6-8］采用增量动力分析法，重点研究了带耗能腋撑型钢混凝土转换结构的减震性能，从数值分析的角度证明了直接设置耗能腋撑型钢混凝土梁转换结构抗震性能的优越性.文中在此基础上，采用低周反复试验法研究耗能腋撑对型钢混凝土梁转换结构的加固性能，并对加固试验进行模拟仿真分析，以期为后继耗能腋撑加固转换结构的有限元分析建立正确的分析模型.

1 试验概况

试验模型的原型为一座钢管混凝土柱-型钢混凝土转换梁的托柱转换结构，其平面尺寸为36 m×36m，共16层，底层层高6m，其它标准层层高3.5m，总高度为58.5m.为满足底部大空间的要求，转换层设置在第1层，标准层柱网尺寸为6 m，转换层柱网尺寸为12m.取原型结构底层的一跨转换层结构作为试验模型，按1∶4的缩尺比例设计了1榀钢管混凝土柱-型钢混凝土转换梁单层单跨平面框架.根据试验目的和试验的不同阶段将试件分为FA和FA-BRB两种，其中FA为不带耗能腋撑的普通转换框架，FA-BRB为试件FA损坏后采用耗能腋撑进行加固的框架.由文献［9］可知，当腋撑端部距梁端距离为1/3柱跨以及腋撑与梁夹角为45°时，腋撑对结构抗震性能的提高最为明显.参考以上研究结论并考虑充分增大建筑有效使用空间的原则，试件腋撑端部距梁端距离取1/3梁跨，腋撑与梁夹角取30°.腋撑的轴向刚度根据加载设备的加载能力以及腋撑对结构抗震性能提高幅度最大的原则进行试算确定.试件FA-BRB的构造如图1所示，其中耗能支撑采用防屈曲耗能支撑，核心耗能段采用6 mm×50mm的一字型钢板，并参考文献［10］对腋撑的轴向和受弯承载力、支撑稳定和连接构造进行设计.梁柱节点采用钢筋混凝土环梁节点，型钢梁与钢管柱采用加强环板进行连接.试件混凝土强度等级为C30，实测混凝土立方体抗压强度为40.6 MPa.试件钢管及钢板采用Q235钢，转换梁、环梁和基础梁纵筋采用HRB335，箍筋采用HPB235.试件钢材的力学性能指标见表1.

图1 FA-BRB的尺寸及构造详图(单位:mm)Fig.1 Details and construction of specimen FA-BRB(Unit:mm)

表1 钢材力学性能Table 1 Mechanical properties of the steel

采用拟静力试验方法，试验装置见图2.先在柱顶施加恒定轴力，而后在梁端施加水平往复荷载.钢管混凝土柱顶的竖向轴力为1000kN，转换梁跨中托柱顶的竖向轴力为200 kN.梁端水平荷载采用力和位移混合控制加载方法［11］，加载制度如图3所示.试件的荷载-位移滞回关系曲线由MTS(电液伺服加载系统)数据自动采集系统采集.当试件FA满足以下条件之一:承载力下降到峰值承载力的85%、钢管柱发生明显鼓曲、转换梁发生较严重破坏时，停止加载，在试件预留的连接件上安装耗能腋撑，进行加固试验.

图2 试验装置Fig.2 Test setup

图3 水平荷载加载制度Fig.3 Horizontal loading pattern

2 试验结果及分析

2.1 试验过程及试件破坏形态

施加竖向荷载后，试件FA跨中梁底出现垂直微裂缝.250kN水平荷载加载结束时，加载端梁端和环梁外边缘有微斜裂缝产生.此时加载端的梁端上部纵筋屈服，但是荷载-位移曲线无明显转角，继续以力控制加载.在500 kN反向加载过程中，加载端柱脚外侧钢管壁屈服，荷载-位移曲线出现明显转角，以此时的梁端水平位移作为屈服位移Δy=5.6mm进行位移控制加载.2Δy位移加载结束时，梁端有多条新斜裂缝出现，原有斜裂缝延伸至转换梁与环梁交界处，并伴有少许混凝土脱落.3Δy位移加载结束时，梁端裂缝已沿整个截面高度分布，梁端下部三角形区域的压区混凝土有部分被压碎且开始脱落.4Δy位移加载结束时，梁端开裂严重，梁根部混凝土不断剥落，可看到箍筋和纵筋露出，同时柱脚钢管壁发生了轻微的鼓曲，此时试件承载力下降到峰值承载力的93%，层位移角约为1/55，超过了1/120的框支层弹塑性层间位移角限值.此时梁端塑性铰发展较严重，使柱顶失去有效的约束，而且由于钢管柱上下截面钢管壁均已屈服，导致结构承载力出现明显下降，为防止结构倒塌，进行加固试验.试件FA的裂缝如图4细线所示，梁端裂缝如图5所示.

图4 试件裂缝图Fig.4 Crack patterns of the specimens

图5 试件FA的梁端裂缝Fig.5 Crack pattern at the beam end of specimen FA

加固试件梁端位移达到试件FA屈服位移之前，采用荷载控制加载，之后采用试件FA屈服位移的倍数进行位移控制加载.水平荷载加载到200 kN时，防屈曲腋撑钢板应变超过屈服应变，腋撑开始耗散能量.5Δy反向加载时，试件承载力已经超过作动器拉力的最大值，为了让试验顺利进行，之后的加载只对试件进行正向循环加载.在6Δy加载之前，梁端基本没有新的裂缝产生，耗能腋撑对梁端裂缝发展起到了有效的控制作用.位移加载达到6Δy时，梁端陆续有新的斜裂缝出现，但发展速度缓慢.由于腋撑的加固作用，随着梁端位移的加大，结构的承载力持续增大.当梁端位移达到11Δy时试件承载力仍没有下降的趋势，但是柱脚钢管壁已发生较大鼓曲，此时梁端位移为66mm，层间位移角约为1/20.为保障试验的安全，终止试验.试验结束时，环梁节点变形很小，梁端只有少量裂缝延伸到环梁节点内，节点区混凝土基本完好，说明该节点型式满足强节点的抗震设计要求.切开防屈曲支撑的外约束钢管后，可以清楚地看到核心钢板变形呈多波高阶屈曲模态，说明在保证稳定性的前提下，防屈曲支撑性能得到了充分的发挥.试件FA-BRB的裂缝如图4粗线所示，破坏形态如图6所示.

2.2 荷载-位移曲线及延性

图6 试件FA-BRB破坏形态Fig.6 Failure patterns of specimen FA-BRB

图7 荷载-位移曲线对比Fig.7 Comparison of load-displacement curves

试件FA和FA-BRB的滞回曲线对比如图7(a)所示，图中P表示水平荷载，D表示梁端水平位移.由图7(a)可知，荷载控制加载期间，试件FA的滞回曲线基本重合成一条直线，结构处于弹性工作阶段.随着荷载的增加，梁端和柱脚的塑性铰逐渐形成，试件FA产生较大的残余变形，滞回环的面积逐渐增大.而加固试验开始前试件FA-BRB梁端和柱端的塑性铰已经形成，进行加固试验时这些塑性铰将继续耗散能量，所以试件FA-BRB在加载初期滞回曲线呈梭形，表现出明显的耗能能力.FA在±3Δy时承载力达到峰值，随着塑性铰的不断发展，梁端位移达到±4Δy时试件FA的承载力开始下降.采用耗能腋撑进行加固后，试件FA-BRB的承载力持续上升，梁端位移达6Δy时承载力趋于平缓，表现出良好的延性.相同位移幅值加载情况下，试件FA-BRB的卸载刚度大于FA，且滞回曲线较FA饱满.

试件FA和FA-BRB的骨架曲线对比如图7(b)所示.由图可知，采用耗能腋撑进行加固后，试件FA-BRB的初始刚度得到恢复，基本与试件破坏前FA的刚度一致.但是梁端荷载达到400kN和-200kN后，FA-BRB的刚度迅速下降.这是由于耗能腋撑屈服，加固结构的整体刚度随之下降.对图7(b)中结果进行分析计算可知，随着梁端位移的逐渐增大，耗能腋撑的加固效果越来越明显，加固试件的承载力不断增大，试验结束时FA-BRB的承载力较FA提高了10.9%.

对试件正向骨架曲线进行延性分析，采用通用屈服弯矩法和能量等效面积法确定的结构延性系数见表2.由于试验结束时两试件的承载力均没有下降到承载力峰值的85%，为验证耗能腋撑对结构延性的改善作用，计算延性系数仅用于两试件之间的对比，参考文献［12］，采用骨架曲线承载力峰值对应的位移与屈服位移的比值计算延性系数.对表2中数据进行分析计算可知，采用耗能腋撑进行加固后，结构的延性有较大的提高，采用两种方法计算的延性系数平均提高了77.1%.

2.3 能量耗散能力

结构在地震作用下能够保证不倒塌的一个重要条件就是它能够吸收地震释放的巨大能量.具有足够的耗能能力是衡量结构抗震性能的一项重要指标.以下采用试件滞回耗能E和等效粘滞系数ξeq对试件的能量耗散能力进行定性分析.图8(a)给出了两试件第1周循环的滞回耗能E随位移Δ变化的情况，图8(b)为第1周循环的等效粘滞系数ξeq随位移变化的情况.由于试件FA-BRB在5Δy之后只进行正向反复加载，滞回环面积相对较小，没有可比性，所以5Δy之后的加载均没有列出滞回耗能.对图8(a)中结果进行分析计算可知，采用耗能腋撑加固后，试件FA-BRB每级加载的滞回耗能均大于试件FA，耗能能力平均提高了93.1%.对图8(b)中结果进行分析计算可知，在加载初期，由于塑性铰的耗能，FA-BRB的等效粘滞系数ξeq远大于FA.随着塑性铰变形逐渐增大，两试件ξeq的差值逐渐减小.由于耗能腋撑的加固作用，加固试件每级加载的ξeq均大于普通试件，ξeq平均提高了1.07倍.

表2 骨架曲线特征点Table 2 Characteristic points of the skeleton curves

图8 能量耗散能力对比Fig.8 Comparison of the energy dissipation capacity

3 有限元模拟分析

采用SeismoStruct结构有限元程序对试件FA、FA-BRB的低周反复试验进行模拟仿真分析.有限元模型的材料本构参数由材性试验确定.钢材本构选用引入等方向性强化规则的Menegotto-Pinto模型，该模型适用于反复荷载作用下的复杂加载情况.混凝土本构采用考虑强度与刚度连续循环退化的Mander约束混凝土本构.为更精确地模拟约束混凝土的受力特性，文中通过混凝土的约束系数来考虑钢管约束和箍筋及型钢约束等对混凝土承载力和延性的提高，用Susantha钢管约束混凝土本构［13］和Sherif型钢混凝土约束本构［14］计算混凝土约束系数.

有限元模型的梁柱构件采用基于刚度法和纤维截面的非线性梁柱单元进行模拟.加固试件FABRB试验开始时试件的损伤已经较严重，为如实模拟试件FA-BRB的滞回性能，FA-BRB有限元模型初始时刻的损伤情况必须与试件FA试验结束时刻的损伤情况一致.因此，对试件FA和FA-BRB采用同一个有限元模型分不同阶段进行模拟.采用桁架单元串联relink单元的方法模拟防屈曲耗能腋撑.其中桁架单元的轴向刚度取无穷大.relink单元反映了防屈曲支撑的力-位移关系，文中选用双折线模型，模型本构曲线的初始刚度、屈服强度、屈服后刚度比由防屈曲耗能腋撑的实际性能确定.对试件FA进行模拟时，relink单元和桁架单元处于不激活状态，耗能腋撑不起作用.试件FA模拟结束后对FA-BRB进行模拟时，激活relink单元和桁架单元，耗能腋撑开始工作.

图9示出了有限元(FE)分析与试验的框架顶点位移滞回曲线.表3示出了试件的承载力峰值与初始刚度.由图9和表3可知，试验试件的承载力峰值略高于有限元模拟结果，承载力最小差值为3%，最大差值为11%.试验试件初始刚度与有限元模拟结果的最小差值为6%，最大差值为8%.有限元模拟的滞回曲线卸载刚度略大于试验结果，模拟的滞回曲线偏于饱满.这是由于在反复荷载作用下，钢筋、型钢与混凝土之间的粘结滑移以及构件的剪切变形等都会使试件的卸载刚度发生明显的退化，而基于纤维模型的梁柱单元并不能考虑这些破坏情况，所以有限元模型的卸载刚度略大于试验结果.由以上分析结果可知，试件的荷载-位移曲线吻合程度较高，文中有限元模型能较好地模拟低周反复荷载作用下耗能腋撑加固型钢混凝梁转换结构的滞回特性，有限元模型可用于后继的数值分析.

图9 FE模拟与试验滞回曲线的对比Fig.9 Comparison of hysteresis curves obtained by test and FE analysis

表3 试验与有限元计算的承载力峰值与初始刚度Table 3 Peak bearing capacity and initial stiffness obtained by test and FE analysis

4 结语

文中通过对普通转换框架和耗能腋撑加固转换框架拟静力试验结果的对比分析，以及对试验的有限元模拟仿真分析，得出以下结论:通过合理的设计，采用耗能腋撑对转换结构进行加固可以有效控制转换梁裂缝的进一步发展，在文中的设计参数下，加固结构的承载力较普通试件提高了10.9%，延性系数提高了77.1%，滞回耗能和等效粘滞系数分别提高了93.1%和1.07倍，这说明采用耗能腋撑对震损转换层结构进行加固不仅达到了抗震加固的目的，而且可以改善转换层结构的抗震性能.文中建立的耗能腋撑加固转换结构有限元模型具有较高的精度，可以用于该类加固结构的后继数值分析.由于本次试验的试件数量有限，在后续试验分析中将增加试件数，以进一步深入研究耗能腋撑对转换结构的抗震加固作用.

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