103高层建筑可更换耗能连梁剪力墙结构抗震试验、设计方法及工程应用研究吕西林

103高层建筑可更换耗能连梁剪力墙结构抗震试验、设计方法及工程应用研究吕西林 第二十四届全国高层建筑结构学术会议论文xx年高层建筑可更换耗能连梁剪力墙结构抗震试验、设计方法及工程应用研究吕西林1，陈聪1，陈云2，王建峰3，陈明中4，单伽锃1（1.同济大学土木工程防灾国家重点实验室，上海200092;2.海南大学土木建筑工程学院，海口570228；3.同济大学建筑设计研究院，上海200092；4.上海赛弗工程减震技术有限公司上海xx03）摘要可更换连梁是一种新型结构构件，通过在结构中设置可更换连梁，改变连梁塑性发展机制，将大震下的破坏集中于连梁中部耗能器而两端连接梁保持弹性状态，震后更换中部耗能器便可快速恢复结构使用功能，符合可恢复功能结构的思想。 本文介绍了可更换连梁的设计方法与原则，通过低周反复试验、振动台试验，对比研究了设置可更换连梁前后结构特性及抗震性能变化，并将可更换构件应用于实际工程。 结果表明，设置了可更换耗能连梁的新结构初始性能并无太大改变，可更换耗能构件能够有效的集中连梁损伤，保护主体结构，震后可方便地更换，尽快地恢复使用功能。 关键词可更换连梁；剪力墙结构；低周反复试验；振动台试验；工程应用1引言大量震害表明，小跨高比连梁在地震中易出现中部斜裂缝，造成连梁发生脆性的剪切破坏，而脆性破坏是在抗震设计中应当避免的。 连梁理想的破坏模式为端部形成塑性铰破坏，该破坏模式虽然具有一定的延性耗能能力，但由于连梁承受的较大剪力使得连梁斜裂缝增多，而裂缝的产生是连梁抗弯刚度降低的主要原因，因此连梁的弯矩-转角滞回曲线一般来说并不饱满甚至出现捏缩现象，塑性耗能能力不强，同时，该破坏模式集中于连梁两端与墙相连处，震后难以修复。 可更换连梁的概念就是基于这两点提出的12，将便于更换的耗能装置设置于钢筋混凝土连梁的中部，在较强地震作用下集中塑性变形，保持两端混凝土梁段的完好，从而将两端难以修复的塑性变形转移到中部，当中部可更换构件采用剪切屈服型耗能器时，可以有效的将脆性混凝土剪切破坏转化为剪切延性破坏，同时实现较强地震作用下的“保险丝”作用34。 本文采用静力试验、振动台试验、有限元分析研究了带有可更换连梁的钢筋混凝土结构的抗震性能，并将可更换连梁应用于工程实践，通过有限元分析研究了带有可更换连梁实际结构的抗震性能，通过现场动力测试验证了有限元计算分析的合理性。 2设计方法图1为可更换连梁的示意图，可更换连梁由两端非屈服段和中部可更换构件组成。 为了保持设计方法的一致，非屈服段仍为钢筋混凝土梁段；可更换构件可以采用多种形式，设置原则为制造简单、成本低廉、耗能能力良好，以满足集中连梁损伤、损伤后可大量更换的要求。 为了达到预期的设计效果，可更换连梁的设计需要满足强度等效、刚度近似以及变形能力的要求。 基金项目国家自然科学基金项目 (51261120377)作者简介吕西林(1955)，男，博士，教授第二十四届全国高层建筑结构学术会议论文xx年图1可更换连梁示意图2.1强度等效为了与现行设计方法保持一致，可更换连梁的实用设计方法从传统的普通钢筋混凝土连梁开始。 首先，设计传统的钢筋混凝土连梁，得到设计屈服弯矩cM和设计屈服剪力cV；然后，按式 (1)得到可更换连梁非屈服段的设计屈服弯矩nM，其中?为增强系数，按文献3取值，一级抗震等级取1.3，二级和三级抗震等级分别取1.2和1.1，非屈服段的设计屈服剪力nV保持不变，如式 (2)所示。 n cMM? (1)n cVV? (2)05r cVM L/(.)? (3)05r r rM VL?. (4)rb cMM? (5)05rb rbrV ML?/(.) (6)然后，根据传统钢筋混凝土连梁的设计力得到可更换构件的设计力，这里分为两种情况 （1）剪切屈服型可更换构件可更换构件的设计屈服剪力rV为传统混凝土连梁的屈服弯矩除以连梁跨度L的一半，如式 (3)，可更换构件的设计屈服弯矩rM由设计屈服剪力rV得出，并乘以增强系数?，使构件的剪切屈服能顺利发生，如式 (4)，其中rL为可更换构件的跨度。 （2）弯曲屈服型可更换构件此时可更换构件的设计屈服弯矩rbM取原连梁的设计屈服弯矩，可更换构件的设计屈服剪力rbV则由rbM计算并乘以增强系数保证“强剪弱弯”，计算式为 (5)、 (6)。 2.2刚度近似(a)原连梁(b)可更换连梁图2连梁在竖向荷载下的相对位移示意图如图2(a)所示，原连梁在竖向剪力作用下的相对位移?包括剪切位移V?和弯曲位移M?，对于钢筋混凝土梁构件，配筋率不超过1.5%，即钢筋面积sA只为混凝土面积cA的1.5%，钢筋弹性模量为混凝土的10倍左右，钢筋部分与混凝土部分抗剪刚度之比/1/10s s c cG A GA?，故连梁抗剪刚度可只计算矩形混凝土部分，而矩形截面混凝土部分截面惯性矩32/12/12c cIbh Ah?，钢筋部分截面惯性矩022s s s sII Ah Ah?，钢筋部分与混凝土部分抗弯刚度之比/1.5ssc cE I E I?，故连梁抗弯刚度需计算混凝土和全部受弯钢筋部分。 因此，竖向剪力作用下连梁的总刚度如式 (7)，式中k为截面剪切形状系数（矩第二十四届全国高层建筑结构学术会议论文xx年形截面取1.2），L为连梁跨度。 311112()V M ssKkL LG A E I EI? (7)设置可更换构件后，连梁的竖向位移包括四部分连梁非屈服段剪切位移nV?、弯曲位移nM?以及屈服段剪切位移rV?、弯曲位移rM?，如图2(b)所示。 由此得到的可更换连梁刚度见式 (8)，式中，,n rkk分别为截面剪切形状系数（受剪截面均为矩形，故均取1.2），,n rL L分别为可更换连梁非屈服段和屈服段跨度，rE为可更换构件材料弹性模量，rA为可更换构件受剪面积，rI为可更换构件弯曲刚度。 3311112()()12n nr rn nnr rr VM VMn nns nsnc ncrrr rKk LLkLLGAEIEIGAEI? (8)定义刚度比系数如式 (9)所示=KKRK，=VKVVKRK，=MKMMKRK (9)式中，K KVKMR RR，分别为总刚度比系数，剪切刚度比系数，弯曲刚度比系数。 刚度等效原则要求可更换构件的刚度比系数KR应接近1，刚度不降低或降低程度较小。 2.3变形能力?wL?图3连梁竖向位移与楼层转角关系示意图由连梁竖向位移与楼层转角的关系（图3）可定义位移比系数dRy rydpw pwVRL KL? (10)当可更换连梁屈服段达到屈服剪力ryV时，连梁竖向位移y?应小于楼层弹塑性层间位移角限值p?与墙肢中心距离wL的乘积即此时的连梁中部位移，因此dR应小于1。 2.4设计流程遵循上文所述的三个原则，剪切屈服型可更换连梁的设计流程如图4所示第二十四届全国高层建筑结构学术会议论文xx年图4可更换连梁的设计流程图3带有可更换连梁的剪力墙低周反复加载试验首先根据上述设计方法设计了三种不同类型的可更换连梁“保险丝”耗能构件，分别为腹板开有菱形孔的普通工字型钢连梁、截面内灌铅双层腹板工字型钢连梁、管内灌铅平行钢管连梁，如图5所示。 分别对这三种保险丝进行低周反复加载试验，通过滞回特性、强度退化、刚度退化、延性、耗能能力和疲劳性能等方面研究比较这三种保险丝的抗震性能。 结果表明，三种可更换耗能连梁均有较好的滞回性能，第一种可更换耗能连梁适用于剪切变形较小的连梁，第二种可更换耗能连梁的综合性能最优，第三种可更换耗能连梁可应用于跨高比较大的可更换连梁。 第二十四届全国高层建筑结构学术会议论文xx年(a)可更换连梁1(b)可更换连梁2(c)可更换连梁3图5可更换连梁照片然后，对一个传统剪力墙和带有可更换连梁的剪力墙进行了低周反复加载试验3，并对试验结果进行了有限元模拟45。 如图所示，试验采用八根预应力拉杆施加竖向荷载1200kN，通过水平作动器施加水平往复荷载，水平加载制度如图7，试件屈服前采用荷载控制加载，屈服后采用位移控制加载，以屈服位移的倍数逐级增加，并在相同位移幅值下往复三圈，直至试件荷载下降到最大荷载的85%停止。 图6试验加载示意图图7水平往复荷载加载制度3.1滞回能力试验得到的两种剪力墙水平荷载-顶点位移滞回曲线如图所示。 值得注意的是传统剪力墙正方向荷载-位移关系出现了明显的滑移现象，这主要是因为加载后期试件底座地锚杆产生了滑移，而在对带有可更换连梁剪力墙的加载试验中，试件底座增加了防滑移装置，因此该剪力墙滞回曲线基本对称。 可以看到，两种剪力墙的滞回能力相差不大，可更换连梁的设置对剪力墙整体性能并没有太大的影响。 同时可以看到，有限元模拟的结果与试验结果相符，并可再现传统剪力墙在水平荷载下的滞回性能。 (a)传统剪力墙(b)带有可更换连梁的剪力墙图8试件荷载-位移滞回曲线第二十四届全国高层建筑结构学术会议论文xx年3.2塑性对比传统剪力墙连梁的最终破坏为端部形成塑性铰破坏（图9(a)），底部墙肢破坏状态为纵筋屈曲，混凝土压碎，如图9(b)所示。 试验记录的连梁纵筋最大应变达到410-3，墙肢暗柱纵筋最大应变达到7.510-3，均大于其屈服应变1.610-3和1.910-3，说明传统剪力墙连梁纵筋和墙肢暗柱纵筋均发生了塑性变形。 可更换连梁在试验结束时中部可更换构件已发生严重变形，如图(c)所示，而两端非屈服段未出现明显破坏。 试验记录的连梁非屈服段纵筋最大应变为0.410-3，远小于其屈服应变，说明非屈服段纵筋未进入塑性。 如图(b)所示，底部墙肢破坏状态与传统剪力墙相差不大。 (a)传统剪力墙连梁(b)传统剪力墙墙肢(c)可更换连梁(d)带有可更换连梁剪力墙墙肢图9试件连梁和墙肢最终破坏状态3.3连梁的可更换带有可更换连梁的剪力墙与原剪力墙的承载力及刚度相近，而可更换连梁有效的将塑性集中在了可更换构件处，两端非屈服段保持弹性，残余变形很小，试验结束后可更换构件可立即拆除，如图10所示。 图10试验结束后可更换构件拆除4带有可更换连梁的双筒体结构振动台试验4.1试验概况典型框剪结构核心筒简化的双筒体原型结构与按1/5比例缩尺的模型结构尺寸如表1所示。 模型结构为五层，层高0.9mm，总高4.8m，平面尺寸2.36m1.56m，模型结构的平面布置如图11(a)所示，结构横向与纵向连梁截面尺寸相同而跨度不同。 安装于振动台上的试验模型如图11(b)(c)所示，根据普通结构模型S5n，按上述原则设计S5r模型的可更换连梁如图11（d）所示。 表1结构概况原型S5n模型S5r模型层数555层高4.5m0.9m0.9m第二十四届全国高层建筑结构学术会议论文xx年底座高度-0.3m0.3m模型总高-4.8m4.8m平面尺寸11.8m7.8m2.36m1.56m2.36m1.56m墙厚度300mm60mm60mm楼板厚度120mm34mm34mm钢筋混凝土连梁尺寸300mm800mm60mm160mm60mm200mm（a）模型平面图（b）S5n试验模型（c）S5r试验模型(d)S5r模型的可更换连梁图11模型结构概况试验于同济大学土木工程防灾重点实验室振动台实验室进行，振动台台面尺寸为4m4m。 试验选用地震波输入分量与规范建议的反应谱对比见图12。 选取天然地震波的双向分量，双向输入地震波，以主向分量的峰值加速度为设计峰值加速度，按照主向次向为10.85的比例调整次向分量的加速度峰值。 人工波由于只有一个分量，故单向输入。 试验按峰值加速度从0.14g增大至1.2g分为七级，每一级先后输入三条地震波，并双向轮次输入，每一级地震波输入前后均采用白噪声扫频以获得结构的动力特性。 试验过程中，分别通过加速度传感器和位移计测量模型各楼层水平方向的加速度、位移，同时布置应变片测量连梁和剪力墙脚钢筋应变，采用高速摄影测量可更换构件两端的竖向相对位移，根据测量结果分析模型结构的地震响应。 图12输入地震波反应谱4.2试验结果同样的设计峰值加速度激励下，S5n模型混凝土出现裂缝而S5r模型只在可更换构件处发生了变形，说明了可更换连梁能够集中结构损伤，将连梁端部的损伤转移至可更换构件，以“保护”结构主体部分。 模型连梁最终状态如图13（a）（b）所示，试验结束后S5n模型裂缝明显而S5r模型混凝土部分未出现裂缝，说明可更换连梁的设置对结构的损伤起到了控制作用，同时可以看到可更换连梁的复位能力较好。 试验结束后，可更换构件可以很容易的拆除，如图13（c）所示，一个工人拆除一个可更换构件的时012345601234加速度反应谱(m/s-2)周期(s)主向El Centro-次向El Centro-SHW01主向Wenchuan-次向Wenchuan-主向平均值次向平均值规范反应谱第二十四届全国高层建筑结构学术会议论文xx年间为15分钟左右，图13（d）为拆除可更换构件的连梁，可以看到，连梁混凝土部分未出现任何破坏。 (a)S5n模型(a)S5r模型（c）S5r模型可更换构件的拆除（d）S5r模型拆除可更换构件的连梁图13模型连梁最终状态各级峰值加速度地震波作用下，结构两个方向的加速度放大系数随楼层的变化如图14所示，取同一级同一主向不同地震波的平均值。 可以看到，不同峰值加速度地震作用下模型结构在X方向和Y方向各楼层最大加速度的变化规律基本相同。 两个模型的加速度放大系数基本保持一致，随着地震波峰值加速度的增大，模型结构自振频率下降，加速度动力放大系数有所降低。 0.81.21.62.02.4012345S5n S5r楼层向加速度放大系数X0.14g0.3g0.4g0.6g0.8g1.0g0.81.21.62.02.4012345S5n S5r楼层向加速度放大系数Y0.14g0.3g0.4g0.6g0.8g1.0g（a）模型X向（b）模型Y向图14不同地震波作用下模型加速度放大系数平均值图15为模型结构三层与顶层的楼层残余位移平均值，即位移时程终了时刻的绝对值在同一级加载同一主向不同地震波下的平均。 可以看到，不同峰值加速度地震作用下，S5r模型的3层与顶层残余位移均比S5n模型大大减少，说明S5r的复位能力较好，震后能够迅速恢复到初始状态，较小的残余位移为可更换构件在地震作用后的更换提供了很大的便利。 第二十四届全国高层建筑结构学术会议论文xx年0.20.40.60.81.00.0000.0020.0040.006向残余位移X(mm)地震波峰值(g)S5n S5r0.20.40.60.81.00.0000.0020.0040.006向残余位移Y(mm)地震波峰值(g)S5n S5r（a）模型三层X向（b）模型三层Y向0.20.40.60.81.00.0000.0020.0040.006向残余位移X(mm)地震波峰值(g)S5n S5r0.20.40.60.81.00.0000.0020.0040.006向残余位移Y(mm)地震波峰值(g)S5n S5r（c）模型顶层X向（d）模型顶层Y向图15模型楼层残余位移平均值5可更换连梁的实际工程应用本文提出的可更换连梁在西安市中大国际项目的高层住宅建筑中得以应用，该项目共包括五幢住宅，总平面图如图16(a)所示。 结构形式为框架-剪力墙，地上29层，结构高度为95.5m，地下3层，埋深9.6m。 结构抗震设防烈度为8度（0.2g），设计地震分组第一组，场地类别II类，场地特征周期0.35s。 (a)总平面图(b)可更换连梁平面布置图图16西安中大国际高层住宅平面图在结构220层布置可更换连梁，中部采用剪切屈服型金属阻尼器。 可更换连梁的平面布置见图16(b)，各层平面布置相同，每幢楼一共布置95个，中部耗能器的构造形式及与连梁混凝土部分的连接如图3，可第二十四届全国高层建筑结构学术会议论文xx年更换连梁的参数如表1所示。 图17(a)为连梁耗能器在同济大学土木工程防灾国家重点实验室进行的性能试验，阻尼器在设计位移幅值下往复循环30圈得到的滞回曲线如图17(b)所示，可更换连梁阻尼器滞回效果明显，设计位移幅值下往复循环30圈后，屈服力几乎没有衰减。 (a)性能试验(b)滞回曲线图17可更换连梁阻尼器低周反复加载试验5.1有限元模型采用PERFORM-3D软件分别对普通钢筋混凝土连梁的传统结构和设置可更换连梁的新型结构进行抗震性能分析，有限元分析整体模型图18所示，将嵌固端取为地下层顶部。 可更换连梁由中部可更换段和两端钢筋混凝土非屈服梁段组成，在软件中用集中塑性铰来模拟其非线性。 两端设置弯矩-转角塑性铰模拟混凝土非屈服梁段可能出现的塑性，中部设置剪切-位移塑性铰模拟可更换段的剪切塑性变形，如图19(a)所示。 剪切-位移塑性铰的骨架曲线定义如图19(b)所示，如图19(c)所得到的滞回环与试验结果吻合良好，可用于整体结构分析。 (a)可更换连梁模型图18结构分析整体模型(b)骨架曲线定义(c)典型滞回环与试验结果对比图19可更换连梁模拟5.2现场动力测试原结构为普通钢筋混凝土连梁的传统结构（S-norm），新结构为设置可更换连梁的新型结构（S-damp），为了确保有限元模型的准确性，利用现场测试的结果对结构模型的动力特性进行校核。 现场动力测试的是带有可更换连梁的结构（S-damp），测试时结构幕墙施工阶段，结构状态如图20(a)所示。 在结构楼层楼核心筒梯间处布置测站，放置同济大学研制的SVSA数据采集仪，在结构的不同楼层布置压电式加速度传感器，测试结构在环境激励（脉动下）的随机振动，通过分析振动数据得到结构自振周期、阻尼比及振型，采集仪采用20Hz采样频率。 为了得到结构自振周期和阻尼比，在结构低阶模态反应较大的上部楼层27层布置平面测点如图20(b)所示在A点沿X向及Y向布置两个传感器，分别测试两个方向的平动周期；为了得到结构扭转周期，在B点及C点布置X向传感器。 -30-20-100102030-800-600-400-2000xx00600800Shear force(kN)Displacement(mm)Test AnalysisMomenthingeElastic RCbeam sectionElasticsteel beamsectionElastic RCbeam sectionMomenthinge Shearhinge第二十四届全国高层建筑结构学术会议论文xx年(a)现场动力测试时结构状态(b)结构平面测点布置图20现场动力测试对测试结果进行功率谱分析，采用最大峰值法确定结构各阶自振周期，采用半功率点法得到各周期对应的阻尼比，得到的第一周期对应阻尼比为0.035。 现场测试得到的自振周期结果与有限元分析结果对比如表2所示，可以看到现场测试的周期要小于有限元模拟的周期，这可能与实际测试结构幕墙对结构刚度的增加有关，然而第一周期的差值仅为1.72%，认为能够满足工程计算的精度要求。 表2结构周期（S-norm为普通钢筋混凝土连梁的传统结构，S-damp为设置可更换连梁的新型结构）现场动力测试PERFORM-3D软件计算结果振型号测试周期结果(s)S-damp模拟周期(s)差值S-norm周期(s)S-damp周期(s)差值11.95051.98401.72%1.97601.98400.51%21.70681.921012.55%1.86701.92102.85%31.32141.643024.34%1.55601.64305.54%40.47080.557018.31%0.55480.55700.44%50.47080.47200.25%0.45810.47203.03%60.41370.463011.92%0.44290.46304.58%7-0.27450.27500.18%8-0.23250.23842.54%9-0.20330.21365.01%10-0.17420.17440.12%11-0.14830.15140.00%12-0.12710.13332.09%5.2分析结果有限元分析结果得到的两个结构周期及对比见表2，其中差值计算为（新结构周期-原结构周期）/原结构周期。 可以看到，两个结构前12阶周期差值最大为5.54%，总体来说周期差别不大，可见结构设置可更换连梁后整体动力特性无太大变化。 采用振型分解反应谱法对结构进行8度小震作用下的分析，原结构及耗能结构的层间位移角如图21所示，为了对比可更换连梁的设置对结构的影响，提取设置可更换连梁的结构Y向结果。 可以看到，小震作用下设置了可更换连梁的新结构层间位移角与原结构相比变化不大。 8度大震作用下结构的反应采用时程分析法。 选用3条天然地震加速度时程记录和2条人工合成加速度时程作为地震动输入，天然地震波选取双向水平分量，将El Centro波的双向分量按8度规范反应谱通过小波变换拟合成具有双向分量的人工波1，直接通过规范反应谱拟合成单分量的人工波26。 地震波输入分量与8度大震作用的规范反应谱对比见图22。 选取地震波的双向分量，将结构第一周期处的反应谱值较大的分量作为地震波主向，另一分量作为地震波的次向，按照8度大震作用，将主向分量的加速度峰值统一为400gal。 双向输入地震波，将结构弱向（Y向）作为主向输入主向分量，另一平面方向（X向）作为次C BA第二十四届全国高层建筑结构学术会议论文xx年向输入次向分量，按照1:0.85的比例调整次向分量的加速度峰值。 0.00000.00020.00040.00060.00080.0010051015202530FloorInter-story driftS-norm S-damp0123456024681012141618Response Aeleration(m/s-2)Period(s)主向Kobe-次向Kobe-主向Tabas-次向Tabas-主向El Centro-次向El Centro-人工波主向1-人工波次向1-人工波2主向平均值次向平均值规范反应谱图218度小震作用下结构的层间位移角图22输入地震波反应谱采用瑞利阻尼假定，选取109.T和1025.T的阻尼比0.05计算瑞利阻尼系数，根据现场动力测试的结果，取第一振型对应的阻尼比0.0358。 图23（a）为层间位移角结果，可以看到，大震作用下新结构与原结构的位移结果相差不大，在设置可更换连梁的楼层层间位移角略有减小。 结构层剪力结果见图23（b），设置可更换连梁后层剪力减少，同时可看到层剪力结果变得更均匀。 (a)最大层间位移角平均值(b)最大层剪力平均值图238度大震作用下弹塑性分析结果结构7层d-2可更换构件在人工波1作用下的滞回结果如图24(a)所示，由于是塑性位移，故初始刚度无穷大。 可以看到可更换构件滞回效果较好，大震作用下呈现典型的三线性，能够有效的吸收地震能量，集中连梁的塑性变形。 图24(b)反映了可更换连梁非屈服段的塑性情况，所有地震波下可更换连梁的非屈服段弯矩-曲率关系均为弹性，由于篇幅原因只列出一个。 说明可更换连梁能够很好的将塑性集中在可更换构件，而非屈服段的混凝土梁段保持弹性，符合了可更换连梁设计的初衷，使得连梁的破坏由两端转移到了中部，通过拆卸连接螺栓就可以完成更换，符合了可恢复功能设计的思想。 第二十四届全国高层建筑结构学术会议论文xx年（a）可更换耗能构件反应（b）可更换连梁混凝土部分反应图24可更换连梁反应4结论 （1）提出的三种可更换耗能连梁均有较好的滞回性能，第一种可更换耗能连梁适用于剪切变形较小的连梁，第二种可更换耗能连梁的综合性能最优，第三种可更换耗能连梁可应用于跨高比较大的可更换连梁。 （2）低周反复静力加载试