王 婷， 楊 勇， 張 磊

(1 陜西鐵路工程職業(yè)技術(shù)學(xué)院，渭南 714000； 2 西安建筑科技大學(xué)土木工程學(xué)院，西安 710055)

0 引言

框架結(jié)構(gòu)是常見的建筑結(jié)構(gòu)體系之一，從我國歷年地震調(diào)查結(jié)果來看，鋼筋混凝土框架結(jié)構(gòu)的震害資料較多[1-2]，但并非所有框架結(jié)構(gòu)體系類建筑震后均失效。地震發(fā)生后，首要任務(wù)是對房屋建筑的損傷程度進(jìn)行綜合評估，對于評估后可修復(fù)的框架結(jié)構(gòu)，采用專門的加固方法[3-5]進(jìn)行補(bǔ)救，使它原有的結(jié)構(gòu)功能恢復(fù)到之前的水平或者比之前更高的水平，以符合新的使用要求，重新投入使用，減少經(jīng)濟(jì)損失及資源浪費(fèi)。

框架結(jié)構(gòu)抗側(cè)剛度有限，因而其應(yīng)用高度受限以防結(jié)構(gòu)側(cè)移過大。支撐能夠大幅度提高框架結(jié)構(gòu)的抗側(cè)剛度及承載力，因而框架-支撐結(jié)構(gòu)體系被廣泛應(yīng)用于建筑中。但由于普通支撐受壓易屈曲，導(dǎo)致結(jié)構(gòu)剛度、承載力急速下降，耗能能力變差，抗震性能降低。為解決這一問題，日本、美國及我國眾多學(xué)者歷經(jīng)多年研究，在普通鋼支撐外加設(shè)套筒以限制其受壓屈曲，防屈曲支撐[6-9](buckling-restrained brace，簡稱BRB)應(yīng)運(yùn)而生。作為一種新型金屬阻尼器，BRB拉壓狀態(tài)下均能達(dá)到屈服，屈服后作為阻尼器發(fā)揮滯回耗能作用，充當(dāng)?shù)卣鹱饔孟碌囊坏婪谰€，減小主體結(jié)構(gòu)地震反應(yīng)。本試驗(yàn)通過一榀鋼筋混凝土框架RCF和震損后經(jīng)BRB加固的框架BRCF的對比試驗(yàn)，研究BRB對震損框架的加固效果。

1 試驗(yàn)概況

1.1 試件設(shè)計(jì)

本試驗(yàn)以工程實(shí)例為依據(jù)，結(jié)合試驗(yàn)條件，以1∶2的縮尺比例設(shè)計(jì)并制作了一榀鋼筋混凝土框架。框架共3層，層高1.5m，地梁高0.5m，跨度為2.4m?？蚣懿捎脧?qiáng)度等級為C30的混凝土，保護(hù)層厚度為15mm，框架的截面尺寸及梁柱配筋參數(shù)見表1。此鋼筋混凝土框架命名為試件RCF，見圖1(a)。對試件RCF進(jìn)行擬靜力加載，加載完成后對受損試件RCF的局部損傷混凝土剔除后重新澆筑，節(jié)點(diǎn)局部采用鋼帶加強(qiáng)，最后在每層各布置一根BRB進(jìn)行整體加固，加固后的框架命名為試件BRCF(震后支撐加固試件)，見圖1(b)。其中BRB應(yīng)根據(jù)加固目標(biāo)予以設(shè)計(jì)，除考慮受損框架的承載力需求外，還要考慮受損框架所需附加抗側(cè)剛度，計(jì)算支撐所需軸向等效剛度，將其與支撐工作段、過渡段、連接段的軸向線剛度相結(jié)合，據(jù)此設(shè)計(jì)支撐各段截面面積和長度。

試件基本參數(shù) 表1

圖1 試件設(shè)計(jì)

1.2 試驗(yàn)裝置及加載制度

本試驗(yàn)在西安建筑科技大學(xué)土木工程實(shí)驗(yàn)室進(jìn)行。水平荷載通過電液伺服作動器在頂層梁端加載,該作動器為100t的MTS線性液壓作動器，最大加載力為667kN(拉力)/1 045kN(壓力)，自由伸縮位移行程達(dá)到385mm。加載前將4根剛性連桿的一端通過連接件與位于頂層梁端的作動器相連，連桿的另一端通過螺栓固定在頂層梁另一端的鋼板上(圖2)，此做法可保證試件在正反向加載下均受壓。豎向荷載通過配有滾動支座的油壓千斤頂在柱頂施加，隨試件平動。試驗(yàn)加載裝置如圖3所示。

圖2 剛性連桿的連接方式

圖3 加載裝置

本試驗(yàn)是采用荷載和位移混合控制方式對試件進(jìn)行低周反復(fù)循環(huán)加載的擬靜力試驗(yàn)。將試件吊裝就位，在地梁上安置壓梁以固定試件，在二層梁處設(shè)置剛性橫梁作為約束，防止框架發(fā)生平面外扭轉(zhuǎn)。利用油壓千斤頂在左右柱頂分別施加20t的恒定豎向荷載，模擬上部樓層傳遞給柱的內(nèi)力，然后在頂層梁端通過MTS電液伺服作動器施加水平荷載，加載示意圖見圖4(a)。試件屈服前采用荷載控制，每級荷載循環(huán)一次，試件屈服之后改用位移控制加載，每級位移循環(huán)三次，為能準(zhǔn)確地觀測試件的各性能點(diǎn)，位移控制加載增量設(shè)為5mm(Δi+1=Δi+5mm)，最終當(dāng)承載力下降到峰值荷載的85%時終止試驗(yàn)。加載控制方案見圖4(b)。

圖4 水平荷載的施加

1.3 量測方案

本次試驗(yàn)測量的主要數(shù)據(jù)是框架頂層的作用力、各層水平位移及試件BRCF中二層支撐的位移。測量前利用AB膠(兩液混合硬化膠)將方形小玻璃片粘貼于各層梁端，見圖5(a)，在框架一層、二層梁端玻璃片處分別布置量程為±75mm和±100mm的位移計(jì)以測其位移，框架頂層位移及作用荷載通過MTS電液伺服系統(tǒng)直接測量得到，見圖5(b)。為消除試驗(yàn)中框架整體滑移的影響，在地梁端部布置了量程為±50mm的水平位移計(jì)，見圖5(c)。框架各層梁端的位移計(jì)固定在同一個支架上，該支架在試驗(yàn)過程中始終不與試件接觸以免其晃動影響位移計(jì)讀數(shù)。在試件BRCF二層支撐兩端各放置一個位移計(jì)以測其變形，見圖5(d)。

圖5 位移計(jì)的布置

2 試驗(yàn)現(xiàn)象

為便于描述試件的破環(huán)過程，規(guī)定水平千斤頂伸長為正向加載，縮短為反向加載。

對于試件RCF，待豎向荷載一次施加完畢后，按照加載制度，先采用增量為10kN的荷載控制模式施加水平荷載，每級荷載正、反向循環(huán)各一次。當(dāng)水平荷載加載至30kN，二層梁端出現(xiàn)豎向彎曲裂縫。加載至60kN，梁端彎曲裂縫沿截面高度延伸，一部分裂縫自梁端向梁跨中發(fā)展，此時，發(fā)現(xiàn)部分縱筋應(yīng)變已達(dá)屈服應(yīng)變，故判定二層梁端縱筋屈服，遂改用位移控制模式加載。當(dāng)加載位移為+32mm，二層梁端彎曲縫變寬，一層和三層梁端裂縫不斷出現(xiàn)，二層柱腳和柱頂出現(xiàn)細(xì)微水平裂縫。加載到+52mm時，二層梁端出現(xiàn)塑性鉸，梁跨出現(xiàn)剪切斜裂縫，二層梁柱節(jié)點(diǎn)核心區(qū)也出現(xiàn)細(xì)微斜裂縫。當(dāng)加載位移達(dá)到±117mm時，二層梁端和三層柱頂端有些許混凝土脫落，此時正、負(fù)向荷載分別達(dá)到峰值(+121.5，-114.5kN)。繼續(xù)加載至-137，+147mm時，正、負(fù)向荷載分別下降到-108，+118kN，各層梁端均形成塑性鉸，柱端均開裂，二、三層梁柱節(jié)點(diǎn)核心區(qū)形成剪切斜裂縫。當(dāng)加載位移為-147mm時，負(fù)向荷載下降至-103.9kN(達(dá)到正向峰值荷載的85%，最大層間位移角1/25)，三層梁端混凝土剝落，終止加載。

震后加固試件BRCF加載前內(nèi)部已有損傷，加載過程中并無多少新裂縫。當(dāng)加載位移為+25mm，一層支撐屈服，當(dāng)加載到+40mm，二、三層支撐陸續(xù)屈服，進(jìn)入塑性耗能階段。隨著位移的增大，原有裂縫不斷加深，梁柱端混凝土依次緩慢剝落，并伴隨有支撐的輕微響動聲。節(jié)點(diǎn)處箍筋逐漸外露，但由于鋼帶的作用，節(jié)點(diǎn)并未失效。最后當(dāng)加載位移達(dá)到-110mm時(層間位移角1/33)，聽見一聲響動，框架三層梁端局部修復(fù)處壓潰，承載力下降，故于此時終止試驗(yàn)。兩試件的破壞形態(tài)如圖6所示。

圖6 試件的破壞形態(tài)

3 試驗(yàn)結(jié)果分析

3.1 抗震承載力分析

承載能力反映結(jié)構(gòu)承受荷載的水平高低，是檢驗(yàn)結(jié)構(gòu)抗震性能的重要指標(biāo)。根據(jù)試件的荷載-位移滯回曲線做出骨架曲線(圖7)，根據(jù)骨架曲線找出特征點(diǎn)處的水平承載力(表2)。

圖7 滯回曲線與骨架曲線

從骨架曲線可以看出，試件BRCF的承載能力水平明顯高于對比試件RCF，從表2中的具體數(shù)據(jù)可知，相較于試件RCF，加固試件BRCF的屈服承載力、峰值承載力、極限承載力的漲幅分別為127.7%，135.1%和146.7%，抗震承載力大幅提高。試件BRCF和試件RCF的Pm/Py分別為1.32和1.28，說明加固試件屈服后承載力的余量比對比試件要高一些。

試件在特征點(diǎn)處的位移及荷載 表2

在某一級別位移下，隨著加載循環(huán)次數(shù)的增多，結(jié)構(gòu)或構(gòu)件峰值荷載逐漸下降，此現(xiàn)象稱為強(qiáng)度退化。它反映了結(jié)構(gòu)或構(gòu)件內(nèi)部累積損傷程度，強(qiáng)度退化越明顯，抗震性能越差。強(qiáng)度退化的快慢程度可用強(qiáng)度退化系數(shù)λi來表示，λi=(P1-Pi)/P1，式中P1，Pi分別為某一級位移下第一次循環(huán)和第i次循環(huán)時結(jié)構(gòu)的峰值荷載。

圖8為兩試件在各級位移下第三次循環(huán)加載的強(qiáng)度退化系數(shù)散點(diǎn)圖，整體上看，兩試件強(qiáng)度退化系數(shù)處于0.93～0.98范圍內(nèi)，退化現(xiàn)象不明顯。試件BRCF的強(qiáng)度退化系數(shù)比試件RCF的強(qiáng)度退化系數(shù)大，說明較之于對比框架，震后加支撐框架在循環(huán)荷載下的強(qiáng)度退化較慢且相對穩(wěn)定，抗震能力較高。正向加載位移較小時，試件BRCF的強(qiáng)度退化系數(shù)接近1，退化不明顯，加載位移增大到+55mm時，強(qiáng)度退化系數(shù)在0.97附近波動，反向加載時，強(qiáng)度退化系數(shù)在0.95附近波動，退化趨勢相對試件RCF而言較平緩，在加載后期變形較大時，試件BRCF的強(qiáng)度退化趨勢也比較緩和，體現(xiàn)了較好的延性破壞特征。

圖8 第三次循環(huán)加載的強(qiáng)度退化規(guī)律

3.2 剛度及延性分析

剛度是結(jié)構(gòu)抵抗彈性變形的能力，隨加載位移和循環(huán)次數(shù)的增大，剛度不斷退化，為體現(xiàn)循環(huán)次數(shù)對其影響，一般采用環(huán)線剛度，見式(1)：

(1)

式中Pji，Δji分別為位移延性系數(shù)為j時第i次循環(huán)峰點(diǎn)荷載值和位移值。

各級位移下試件RCF和試件BRCF的環(huán)線剛度見圖9，加載初期試件BRCF的初始剛度相對于試件RCF提高了150%，這是由于采用了鋼支撐在各層予以加固，鋼材彈性模量大，抵抗變形的能力強(qiáng)，因此它對剛度的貢獻(xiàn)尤為突出。隨著位移增大，支撐逐漸屈服，作為阻尼器參與滯回耗能，試件BRCF剛度下降較快一些，兩個試件的剛度差值有所減小，這說明了BRB在屈服前主要為結(jié)構(gòu)提供抗側(cè)剛度，以抵御小震及風(fēng)荷載作用下的側(cè)移，屈服后進(jìn)入穩(wěn)定的耗能階段，更多地消耗輸入結(jié)構(gòu)中的地震能量，減小主體結(jié)構(gòu)地震反應(yīng)。

圖9 環(huán)線剛度對比圖

表3中列出了試件BRCF正、反向加載時特征點(diǎn)處對應(yīng)的層間剛度，其中一層剛度最大，二、三層剛度較小，正、負(fù)向加載到極限狀態(tài)時二、三層彈塑性層間位移角均值分別為1/34和1/38，超過《建筑抗震設(shè)計(jì)規(guī)范》(GB 50011—2010)[10]中關(guān)于罕遇地震下彈塑性層間位移角限值1/50的規(guī)定，震后加固試件BRCF能滿足地震作用下結(jié)構(gòu)大變形的要求，具備良好的抗倒塌能力。

試件BRCF各層在特征點(diǎn)處的剛度 表3

結(jié)構(gòu)的延性是指結(jié)構(gòu)承載力無明顯降低時發(fā)生非彈性變形的能力。結(jié)構(gòu)位移延性系數(shù)μΔ=Δu/Δy，式中Δu，Δy分別指結(jié)構(gòu)在極限和屈服狀態(tài)下的位移。據(jù)表2數(shù)據(jù)計(jì)算，震后加固試件BRCF延性系數(shù)為2.76，略小于對比試件RCF的延性系數(shù)3.24，這是因?yàn)樵趦稍嚰灰葡嗖畈淮蟮那樾蜗?，震后加固試件加載前內(nèi)部已存在損傷，當(dāng)它由于原修復(fù)處局部壓潰而終止試驗(yàn)時的極限位移小于對比試件的極限位移，因此延性系數(shù)有所減小。這從反面說明在對震后框架結(jié)構(gòu)進(jìn)行整體加固之前，先要利用專門的技術(shù)手段修復(fù)局部受損構(gòu)件，將其局部變形能力及延性提高到原有水平之上，才能保證震后加固框架整體延性不降反升。

3.3 耗能性能分析

耗能性能是指結(jié)構(gòu)或構(gòu)件耗散地震能量的能力。滯回環(huán)的面積即為滯回曲線一周所耗散的能量，滯回環(huán)越飽滿，耗能能力越大。從圖7(a)中可看出相比試件RCF，試件BRCF的滯回曲線更加飽滿，耗能能力更強(qiáng)。

利用ORIGIN軟件計(jì)算滯回環(huán)面積可求出每級循環(huán)加卸載過程中結(jié)構(gòu)的耗能大小，圖10是震后加固試件BRCF整體及各層的累積耗能隨加載位移的變化曲線，從圖中可知，某一加載位移下結(jié)構(gòu)整體的累積耗能等于各層累積耗能之和，其中三層耗能最多，二層次之，一層最少，各層累積耗能隨頂層位移的增長趨勢和試件整體耗能增長趨勢一致。當(dāng)加載位移小于25mm，耗能增加緩慢； 加載位移達(dá)到40mm時，各層支撐均已屈服，此時試件累積耗能僅占總耗能量的9.8%； 當(dāng)加載位移超過40mm，各層支撐進(jìn)入耗能階段，累積耗能增速加快，最終結(jié)束加載時試件BRCF總耗能量達(dá)到712.29MN·mm，而對比試件RCF總耗能量只有154.57MN·mm，震后加固試件BRCF的總耗能量是對比試件RCF總耗能量的4.6倍。

圖10 試件BRCF累積耗能

早在1974年，Celebl和Penzien在研究中提出并使用了等效黏滯阻尼系數(shù)[11]這一反映耗能的指標(biāo)。計(jì)算出極限狀態(tài)下試件BRCF和試件RCF的等效黏滯阻尼系數(shù)分別為0.141和0.073，漲幅為93.2%，說明震后框架經(jīng)支撐加固后，支撐參與滯回耗能，增大了結(jié)構(gòu)整體的耗能能力。

1977年，美國人Jirsa等人在研究報告中提出了另外一種評價結(jié)構(gòu)或構(gòu)件耗能的指標(biāo)——功比指數(shù)。相比于等效黏滯阻尼系數(shù)反映單個滯回環(huán)的性能，功比指數(shù)可以反映結(jié)構(gòu)在破壞前總的耗能能力，見式(2)：

(2)

式中：n為滯回環(huán)循環(huán)次數(shù)；Py，Δy分別為屈服荷載和屈服位移；Pi，Δi分別為第i次循環(huán)的峰值荷載和位移。

圖11為各級加載位移下兩試件滯回環(huán)累積循環(huán)后的功比指數(shù)散點(diǎn)圖。兩試件屈服前功比指數(shù)很接近，加載至+40，-45mm時，試件BRCF中支撐屈服，隨著位移增大，其功比指數(shù)的增速逐漸大于試件RCF功比指數(shù)的增速。這說明在加載中后期，當(dāng)BRB屈服后，試件BRCF中的各塑性鉸吸收地震能量逐漸增多，支撐的阻尼耗能作用也隨著加載進(jìn)程不斷發(fā)揮。

圖11 功比指數(shù)對比圖

4 結(jié)論

(1)試件RCF呈現(xiàn)典型的梁、柱、節(jié)點(diǎn)的破壞順序，延性較好。試件BRCF在支撐屈服后，主體框架上原裂縫加深，梁柱端及節(jié)點(diǎn)區(qū)混凝土緩慢剝落，最終三層梁端混凝土局部壓潰時，承載力下降，形成了理想的破壞形態(tài)，支撐充分發(fā)揮了滯回耗能作用。

(2)震后受損框架采用BRB加固后，試件的屈服承載力、峰值承載力、極限承載力的漲幅分別達(dá)到127.7%，135.1%和146.7%，結(jié)構(gòu)的抗震承載能力大幅提高。除此之外，隨著加載位移的增大，震后加固試件BRCF的強(qiáng)度退化趨勢也比較緩和。

(3)BRB加固震后受損框架，在加載初期增加了結(jié)構(gòu)的剛度以抵抗結(jié)構(gòu)變形，在加載中后期支撐屈服，參與滯回耗能，發(fā)揮抗震防線的作用。

(4)通過試件累積耗能、等效黏滯阻尼系數(shù)、功比指數(shù)的對比分析，說明震后受損框架經(jīng)BRB加固后，在某一狀態(tài)下單個滯回環(huán)的性能及破壞前總耗能能力均強(qiáng)于對比框架，并能夠滿足地震作用下大變形的要求，具備良好的抗倒塌能力。