自复位钢筋混凝土框架结构抗震性能振动台试验研究

自复位钢筋混凝土框架结构抗震性能振动台试验研究

0自复位结构应用近年来，可恢复功能结构作为一种新型的减压控制结构，引起了工程师和研究人员的关注。它不仅能在地震发生时保护人们的生命财产安全,也有助于震后修复,尽快恢复正常生产生活,是结构抗震设计的一个理想的新方向［1］。研究［2］表明,结构的摇摆(rocking)可以降低地震作用和结构本身的延性设计需求,减小地震破坏,节约造价。放松结构与基础间的约束或构件间的约束,使结构与基础或构件接触面处仅承受压力作用而无拉力作用,在地震作用下结构发生摇摆,通过预应力使结构复位,形成自复位结构。这种新型结构体系能够有效地控制结构震后的残余变形,节约修复的时间成本和经济成本。自复位概念在美国的PRESSS研究计划中首次被提出［3］。Priestley等［4-5］进行了自复位钢筋混凝土框架节点的抗震性能试验研究,并进行了一个5层足尺预制钢筋混凝土框架的推覆试验。对于自复位结构的研究大多集中于钢框架结构:Christopoulos等［6］针对预应力钢框架梁柱节点进行了试验和模型分析,试验结果表明,预应力筋的高强度特性为节点提供自复位能力,节点无残余变形;Rojas等［7］在上述研究基础上,在钢框架梁柱节点处引入摩擦板,加强了节点的耗能能力;Ricles等［8］进行了9个大比例自复位钢框架节点的抗震试验,研究表明,钢框架在试验初期的性能可以达到焊接钢框架的性能,且随着试验的进行自复位钢框架未出现残余变形。本文以一个单跨两层自复位钢筋混凝土框架结构为原型,设计和制作了比例为1/2的大比例缩尺模型［9-10］,通过振动台试验,研究结构的动力特性以及结构在各水准地震作用下的动力反应和破坏情况,分析结构的自复位能力,为自复位结构的进一步研究提供试验依据。1试验总结1.1试验材料及模型原型结构为一单跨两层空间框架,平面尺寸为6.0m×3.0m;柱截面尺寸为400mm×400mm,柱内设有无黏结预应力筋,插入基础深600mm,柱与基础周边设有橡胶;沿X向梁内设有无黏结预应力筋,梁端的上端和下端均设有连接角钢与柱连接;层高3.0m。试验模型采用1/2的相似比例。模型总高度(含底座)为4.0m,总质量(含底座)为13.0t。模型结构的几何尺寸及配筋情况见图1。模型照片见图2。混凝土采用细石混凝土,强度等级C40。纵筋采用HRB335,箍筋采用HPB235,无黏结低松弛预应力钢绞线采用s15.2和s12.7两种,其他钢材强度等级为Q235。部分材料实测力学性能见表1。模型相似关系根据结构基本动力方程建立［11］,试验中混凝土构件的几何尺寸由原型结构的尺寸按相似关系折算。配筋设计时,按抗弯能力等效的原则,对正截面承载能力进行控制;按抗剪能力等效的原则,对斜截面承载能力进行控制［12］;配筋均按照规范设计。模型不设楼板,沿Y向梁间设两道钢梁,两端铰接,上置刚性质量块,用于补偿质量。试验所采用的相似常数见表2。柱脚节点及其抬升机制如图3所示。框架柱插入基础深300mm,与基础通过无黏结预应力钢筋连接,柱底及基础槽内顶面均设有钢板,既能将混凝土隔开,又能防止地震作用下柱脚与基础顶面碰撞时发生局部破坏。框架柱侧边通过橡胶与基础隔开,橡胶对混凝土提供侧向约束并传递剪力。自复位框架在柱底未抬升(uplift)时,其受力与各柱脚节点均固接时相同。地震作用达到一定程度后,设计柱脚出现抬升,在预应力筋的作用下,结构实现自复位功能。设计模型在输入ElCentro波、加速度峰值为0.20g时柱底抬升。柱内预应力筋配筋参数见表3。沿Y向梁柱节点采用普通节点。X向为地震动输入方向,其梁柱节点采用自复位节点,如图4所示。框架梁与框架柱通过无黏结预应力钢绞线连接,梁端和柱侧均设有钢板,以便于螺栓连接并防止碰撞时混凝土发生局部破坏。梁端的上侧和下侧均设有连接角钢与柱连接,在梁端未张开(opening)时承担剪力,提高整体刚度,梁端张开后变形耗能。自复位梁柱节点的张开机制如图4b所示。梁内预应力筋设计方法与柱脚相同,其预应力筋配筋参数见表3。1.2加载方案1.2.1模型试验装置试验在同济大学土木工程防灾国家重点实验室进行,使用的振动台台面尺寸为4m×4m。模型试验装置如图5所示。模型每层附加质量为4.8t。1.2.2地震波的输入由于试验仅研究沿X向的自复位性能,沿Y向梁为普通框架梁,因此选择单向输入地震波。综合考虑试验目的及试验模型的结构特点等因素选取ElCentroNS波(以下简称ElCentro波)和汶川NS波(卧龙台记录)(以下简称汶川波)作为振动台台面激励。1.2.3增加强度、白噪声、动力特性参数模型试验考虑结构性能和安全等因素,采用逐级增大峰值加速度的加载方法。试验分为两个阶段进行。第一阶段,仅输入ElCentro波,首次输入峰值加速度为0.05g,然后以级差0.05g逐级加大至0.60g;第二阶段,相继输入ElCentro波和汶川波,首次输入峰值加速度为0.20g,然后以0.10g~0.20g的级差逐级增大至0.80g。在不同设防烈度水准地震波输入前后,分别对模型进行白噪声扫频,测量模型的自振频率、振型和阻尼比等动力特性参数。试验工况如表4所示。1.3结构的测量方案根据本试验的模型结构特点以及试验条件,沿结构的立面分层均匀布置各类传感器,分别用于监测模型所在层的位移、加速度、应变反应和预应力筋的内力。各传感器的布置情况如图5。具体如下:1)位移传感器共12个,其中整体位移传感器4个,布置在一层和二层的X方向,用于测量结构的整体位移响应;局部位移传感器8个,布置在柱底和梁端,用来测量梁端和柱底两侧分别沿梁、柱长度方向的位移,以计算柱底抬升和梁端张开的程度。2)加速度传感器共16个,分布在各层上,其中X向8个,Y向6个,Z向2个。由于结构仅在X向输入地震波,Y向和Z向的加速度计主要用于校核振动台是否正常工作以及结构是否发生扭转或滑移。3)应变片共4个,布置在C2柱上的4块连接角钢转角处,用以研究自复位梁端节点的耗能性能。4)拉压荷载传感器共8个,分别布置在1轴框架的柱内预应力钢绞线和梁内预应力钢绞线的张拉端。2试验结果及分析2.1振动过程与模型结构变化试验前,质量块吊装完成后,观察到沿Y向梁出现细微竖向裂缝。试验的第一阶段,当峰值加速度为0.15g时,结构X向的基本自振频率下降了12.5%,这是由沿Y向梁出现裂缝引起,混凝土柱和沿X向梁始终处于弹性工作状态。当峰值加速度为0.20g时,柱脚节点处凹槽内橡胶与底座发生脱离;当峰值加速度为0.30g时,柱底出现明显抬升并摇摆,梁端轻微张开。当峰值加速度为0.40g时,振动过程中在自复位节点接触面发出碰撞声音;当峰值加速度为0.45g时,角钢与混凝土结合处由于局部应力集中有小块混凝土脱落。当峰值加速度为0.60g时,振动过程中柱底的抬升和梁端的张开和闭合已经非常明显,结构层间位移角较大;振动过程中观察到梁、柱产生了一定的弯曲变形;试验后自复位构件表面(除连接角钢与混凝土接触处)无可见裂缝。第一阶段试验结束时,模型结构X向的一阶频率和初始值相比,下降了50%。试验第二阶段与第一阶段间隔2d,试验前重新对模型进行白噪声扫频,模型结构的一阶自振频率比第一阶段试验刚刚完成时有小幅回升。模型结构在第二阶段的试验现象与第一阶段基本类似。在同样的峰值加速度激励下,汶川波引起的摇摆明显小于ElCentro波。在峰值加速度0.60g激励完成后,X向梁的端部和柱侧首次出现沿振动方向的可见裂缝。在汶川波0.80g激励完成前后,模型结构的一阶频率没有发生变化。第二阶段试验完成后,模型结构X向的一阶频率和第二阶段试验开始前模型结构的一阶频率相比,下降了22.2%;与第一阶段试验开始前模型结构的一阶频率相比,下降了56.25%。试验中典型的柱底抬升和梁端张开见图6。2.2结构破坏模型模型结构在不同水准地震作用前后的自振频率与阻尼比,如表4所示,其振型均为X向平动。由表4可见,随着结构破坏加剧,模型实测阻尼比基本呈增大趋势。图7为模型结构沿X向自振频率变化曲线,从图中可见,模型结构频率随输入地震动强度的增加而降低。2.3正截面加速度对动力特性的影响在相同工况下,模型结构各楼层加速度反应的最大值与底座上相应方向加速度反应的最大值的比值,即为该工况下模型各层加速度反应的放大系数K。通过数据处理可得到模型结构在相同地震记录、不同水准作用下的加速度放大系数对比,如图8所示。由图8可以看出:1)随着台面输入峰值加速度的增大,由于模型结构刚度退化、阻尼比增大,动力放大系数有所降低;2)虽然经历第一阶段试验后,沿Y向梁和连接角钢出现了损伤,沿X向梁预应力筋内力有损失,对结构受力性能有一定影响,但对比第一、二阶段试验发现,在ElCentro波作用下,两阶段试验的上部结构加速度放大系数接近。3)第二阶段试验中,输入ElCentro波和汶川波的上部结构加速度放大系数有所不同。在ElCentro波激励下,上部结构加速度放大系数最大达到2.261,而在汶川波激励下,上部结构的加速度放大系数甚至小于1,这是由于ElCentro波频谱相对于汶川波,与结构动力特性较为接近,激励作用较大。2.4层最大层间位移角模型结构在相同地震记录、不同峰值加速度激励下的最大各层位移和层间位移角的对比如图9和图10所示,结构的一层最大层间位移角见表4。由图9和图10可以看出:自复位RC框架具有良好的整体性,在多遇地震作用下,结构能够保持稳定;在罕遇地震作用下,结构能够产生较大的变形,试验中一层和二层层间最大位移角分别达到了1/25和1/26,且结构处于弹性工作状态,地震波输入结束后,结构没有出现残余位移,达到了自复位效果。2.5局部反应2.5.1自复位柱脚节点tro波激励下柱底升降特性衡量自复位结构是否实现自复位功能的一个重要因数是自复位构件之间的接触面是否发生了分离。试验中在自复位柱左右侧和沿X向梁端上下侧各设置了局部位移计,以观察结构的自复位效果。表4列出了部分工况下的柱底最大抬升值和梁端最大张开值。界面处出现1mm的开口即认为发生了抬升或张开。图11给出了ElCentro波0.60g激励下柱底抬升和梁端张开的时程曲线。由图11和表4可以看出:1)自复位柱脚节点表现出了预期的自复位性能。在ElCentro波激励下,在峰值加速度为0.20g时,柱底首次发生抬升,在峰值加速度为0.60g时,柱底最大抬升值达到了9.183mm;在汶川波激励下,在峰值加速度为0.30g时,柱底首次发生抬升,在峰值加速度为0.80g时,柱底最大抬升值达到了2.479mm。从时程曲线可以观察到,柱脚节点在震后回复到了初始状态。2)自复位梁柱节点同样表现出了预期的自复位性能。在ElCentro波激励下,在峰值加速度为0.20g时,梁端首次发生张开,在峰值加速度为0.60g时,梁端最大张开值达到了9.579mm;在汶川波激励下,在峰值加速度为0.30g时,梁端首次发生张开,在峰值加速度为0.80g时,梁端最大张开值达到了3.218mm。从时程曲线可以观察到,梁柱节点在震后回复到了初始状态。2.5.2预应力降压器的力学性能试验中采用力传感器记录了钢绞线中的内力变化。柱中预应力钢绞线的初始应力为300MPa,梁内预应力钢绞线的初始应力为425MPa;第二阶段试验时,柱内预应力钢绞线的初始应力与上一阶段试验时相比没有明显变化;B1梁内下侧的钢绞线应力降幅为80%,其他梁钢绞线的内力降幅为35%左右。图12为不同水准地震作用下柱和梁中预应力钢绞线最大值和最小值。从图12可以看出:1)柱内预应力钢绞线应力最大时达到473MPa,远未达到屈服强度,故结构的延性具有较大的冗余度;梁内预应力钢绞线应力最大时达到865MPa,为屈服强度的1/2左右,理论认为只要混凝土不被压碎,可继续承载并实现自复位功能。2)结构振动对预应力筋的内力带来不利影响,混凝土柱和梁内的预应力筋均出现了应力松弛现象,梁内的预应力筋应力松弛更为严重。尽管部分梁内预应力筋应力损失严重,但结构在两阶段试验相同峰值加速度激励下,地震反应接近,表明在自复位钢筋混凝土框架结构中,混凝土柱中的预应力对结构的受力性能具有控制作用。2.5.3elcentro波峰值加速度对梁端连接角钢应变的影响在B1和B3梁端的上下侧连接角钢上分别设置了应变片,用来观察地震波激励下连接角钢的耗能情况。应变测试结果(表5)表明:连接角钢应变随着输入峰值加速度的增大而增大,当ElCentro波峰值加速度为0.20g时,梁端连接角钢应变首次且