新型自复位框架-摇摆墙的抗震性能分析

时间：2024-12-27

于小洋，徐培蓁，陈韦良，杨森，任雪

（1.青岛理工大学土木工程学院，山东青岛 266525；2.青岛腾远设计事务所有限公司，山东青岛 266071；3.中国市政工程西北设计研究院有限公司山东分公司，山东青岛 266000）

0 引言

近年来，为解决框架结构在抗震设计过程中的“强柱弱梁”的破坏机制在实际地震中基本无法实现的问题[1]，有专家学者提出框架-摇摆墙体系。其原理为，通过摇摆墙对框架结构加固后，利用摇摆墙刚度大的优势，控制框架结构侧向变形模式，使其各层之间的层间变形趋于均匀状态，增强结构整体的抗震能力[2]，达到预期的整体型损伤机制。

在此基础上，Ma，陈适才等[3，4]提出了自复位摇摆墙结构，即在摇摆墙内加设预应力钢筋，对框架结构加固后使其自复位能力有明显提高，从而改善结构的残余变形。但是他们在框架主体与自复位摇摆墙之间用的混凝土连梁为刚性杆，在地震过程中，通常会导致混凝土裂缝的产生，甚至会压碎混凝土，容易对结构造成无法修复的损伤。而曲哲、Wada等[5，6]则将框架结构与摇摆墙之间设置金属阻尼器连接，发现其既能提供一定刚度又具有良好的滞回耗能性能。

将山东某地的9层混凝土框架结构当作研究对象，建立原框架结构、刚性杆连接的自复位框架-摇摆墙结构和金属阻尼器连接的自复位框架-摇摆墙结构，利用SAP2000对3种结构进行罕遇地震作用下的弹塑性分析，探讨两种不同连接构件的自复位框架-摇摆墙结构对原结构抗震性能的提升效果，研究金属阻尼器在自复位摇摆墙抗震加固方面应用的可行性，并提出一种确定金属阻尼器屈服强度的方法。

1 结构模型

1.1 模型建立

某9层混凝土框架结构建筑高度为36.3m，1～2层层高为4.5m，3～9层层高为3.9m，X向总长度为67.2m；Y向总长度为22.8m，建筑平面如图1所示。设防烈度7度，设计基本加速度为0.15g，Ⅳ类场地，第一组设计地震分组，抗震设防等级三级Tg=0.65s。采用C30、C40混凝土与HRB335级钢筋，梁截面为300mm×750mm，楼板厚度为120mm，柱截面尺寸为700mm×800mm。结构施加的主要荷载见表1。

表1 结构施加的主要荷载 kN·m-2

图1 结构平面示意图（单位：mm）

运用SAP2000有限元软件建立原框架结构的模型，用空间杆单元模拟框架结构中的梁和柱构件，采用薄壳单元模拟楼板，框架底部与基础之间采用固接，并假设楼板在平面内的刚度无限大。

在原结构外侧加设摇摆墙两片，采用分层壳单元模拟。框架与摇摆墙之间采用混凝土连梁连接的刚接体系。预应力筋间距3m，沿X向中轴线对称分布在摇摆墙内见图3，依据规范[7]沿中轴线对称布置预应力钢绞线，总共8束，建立以刚性杆（混凝土连梁）连接的自复位框架-摇摆墙结构模型。其中自复位摇摆墙尺寸的计算过程如下：

图3 结构模型

先由式（1）[8]算出刚度需求系数αdem：

式中，N为构层数；Rcr为响的刚度降低系数，Rcr=1.0。

由式（2）、式（3）[9]得到层剪切刚度k：

式中，G为切变模量；A1为某层柱截面面积；E为弹性模量；v为泊松比；I为摇摆构件截面抗弯刚度。

由式（4）反算出截面抗弯刚度EI：

式中，k为框架结构的层抗剪刚度；h为框架结构层高。

由EI推出摇摆墙的截面尺寸：b×h0=350mm×4000mm。

为了能较好的表达材料的刚度退化过程，金属阻尼器采用Ramberg-Osgood[10]力学模型来计算，并通过非线性连接单元中的plastic or wen进行模拟。用金属阻尼器替换掉混凝土连梁后，即为金属阻尼器连接的自复位框架-摇摆墙结构，其模型及阻尼器的布置见图3。其中确定金属阻尼器屈服强度的方法：根据在中震作用下，结构可以出现“可修复”的损伤原则，假定在7度中震（0.15g）地震作用下，自复位框架-摇摆墙结构的刚性杆出现破坏。当金属阻尼器换掉刚性杆后，则金属阻尼器也将在7度中震（0.15g）下产生屈服并耗能，实现金属阻尼器连接的自复位框架-摇摆墙结构在中震作用下金属阻尼器率先屈服并进行耗能。因此在中震（0.15g）作用下，将刚性杆连接的自复位框架-摇摆墙结构进行动力时程分析，分析得到的每层刚性杆的最大轴力即可作为所替换的金属阻尼器的屈服强度。

1.2 本构模型

结构选用的混凝土与钢筋参数如表3、表4所示，本构关系模型如图4、图5所示。

表3 混凝土参数

表4 钢筋参数

图4 混凝土本构关系模型

图5 钢筋本构关系模型

2 动力时程分析

为方便表述，规定原框架结构为方案A，刚性杆（混凝土连梁）连接的自复位框架-摇摆墙结构为方案B，金属阻尼器连接的自复位框架-摇摆墙结构为方案C。

依据抗震设计规范[11]中对地震波选用要求，选取3条地震波：ShangHai3-EL地震波为天然1波，峰值加速度为35cm/s2，持续时间为 40.95s；SanFernando地震波为天然2波，峰值加速度为264cm/s2，持续时间为58.06s；人工波，峰值加速度为124cm/s2，持续时间为20s。

2.1 层间位移分析

图6～图8为3种结构方案在7度（0.15g）罕遇地震作用下的层间位移角变化值对比。

图6 天然1波下的层间位移角对比

图7 天然2波下的层间位移角对比

图8 人工波下的层间位移角对比

在层间位移角方面，3种结构在地震波作用下呈现出先变大又变小的趋势。其中方案A出现了低层与高层的层间位移角差距明显过大，分布不均匀，且在2～4层的位移角已经超过位移角限值，需要进行抗震加固。与方案A相比，方案B和方案C的层间位移角分布均匀程度有很大改善，且远满足位移角限值要求。二者对比来看，两种加固方案曲线轨迹基本相同，方案B在2～5层的层间位移角更小，而方案C对于结构6层以上的层间位移角的控制能力更好。综上在层间位移方面对于6层以下建筑方案B为最佳加固方案，6层以上建筑方案C为最佳加固方案。

2.2 层间位移集中性

层间位移集中性使用层间位移集中系数DCF来反映，其表示结构层间变形的均匀程度。图9为3种结构在7度（0.15g）罕遇地震作用下的层间位移集中系数DCF对比图。

图9 层间位移集中系数DCF

从图9中可以看出，中间3个点处于最下端，即方案B对于变形模式的控制最好，方案C稍次之，方案A最差。说明两种连接形式的自复位摇摆墙都能有效提高原框架结构侧向变形的控制效果，使层间变形更为均匀。与方案B相比，方案C的层间位移集中系数稍大，考虑到是由于各层的金属阻尼器所承受的力会不同因而变形也能难免不同，最终才导致结构层间变形的均匀程度产生下降。综上在层间位移集中性方面方案B为最佳加固方案。

2.3 残余变形

图10～图12为3种结构在7度（0.15g）罕遇地震下层间残余变形的对比。

图10 天然1波下层间残余变形位移角

图11 天然2波下层间残余变形位移角

图12 人工波下层间残余变形位移角

从图中可以看出，方案A的层间残余变形位移角随层数增加而急剧减小，分布非常不均匀，几乎与层数呈线性变化；方案B和方案C分布相对均匀，且远小于方案A，说明两种连接形式的自复位框架-摇摆墙结构可以有效减小原框架的震后残余变形并使其均匀分布，保持结构更好的整体性。与方案B相比，方案C对结构6层以上层的残余变形控制效果更好，而对结构1～5层的残余变形控制要稍差。综上在残余变形方面对于6层以下建筑方案B为最佳加固方案，6层以上建筑方案C为最佳加固方案。