随着社会经济的不断发展和结构工程领域研究的不断深入，结构在遭遇罕遇地震后的“性能可恢复能力”已经得到全世界结构工程专家的重视。工程结构抗震理念从抗倒塌逐渐转向结构功能或性能的可恢复已经成为一个重要趋势[1-2]。
目前的研究主要通过两种途径实现结构的性能可恢复，一种是通过放松基础与上部结构或者梁柱节点间的部分自由度约束，使结构在地震作用下发生摇摆耗散地震能量，同时，使用预应力筋提供复位能力，从而实现震后变形的可恢复。自1963年Housner[3]提出摇摆结构的概念以后，Priestley等[4]和Eatherton等[5]都对摇摆框架进行了研究。中国对摇摆结构的研究起步较晚，2014年，吕西林等[6]设计了一个自复位可摇摆钢筋混凝土框架结构，通过振动台试验对结构的可恢复性进行了验证。鲁亮等[7-8]提出了梁端铰型和柱端铰型的受控摇摆式钢筋混凝土框架。杨溥等[9]则将预应力钢绞线与消能杆引入钢桁架梁以消耗构件的变形能，从而实现结构的自复位功能。实现结构可恢复性的另一种途径是在结构中设置可更换构件，将地震损伤集中在可更换的耗能构件中，震后更换损伤构件即可恢复结构性能。目前，学者们对可更换构件开展了大量研究，Oh等[10]、Shen等[11]、郭子雄等[12]、刘阳等[13]、邵铁锋等[14]、Calado等[15]、何乐平等[16]围绕钢框架和混合框架结构中的梁和混合节点等部位开展研究，提出了多种不同的可替换钢梁构造，并通过试验验证其可行性。
为了实现框架结构体系的震后性能恢复，底层柱脚塑性铰区的可替换问题不可避免(如图 1(a)所示)。由于较大轴力的存在，框架柱的性能恢复难度要明显高于框架梁，目前，关于这方面的研究还相对不足。为研究柱脚的性能可恢复性，本课题组前期已开展了部分框架柱震损可替换构造的试验研究[17-18]。另外，桥梁墩柱的部分研究也可提供有益参考[19-23]。但相比之下，建筑结构中框架柱的构件尺寸较小、轴压比较大，桥梁的可更换技术很难直接应用在框架柱中。
在前期研究的基础上，本课题组提出了一种带开缝钢板阻尼器的新型性能可恢复摇摆柱(Innovative resilience rocking column，简称IRR柱)[24-26]，其构造如图 1(b)所示。前期已通过拟静力试验研究了单向布置钢板阻尼器IRR柱的抗震性能，并分析了IRR柱的受力机理[24]。试验研究表明，合理设计的IRR柱具有优越的抗震性能和良好的性能可恢复能力。当柱身采用矩形钢管时，需要在柱根部设置一定数量的竖向加劲肋板来防止柱底的压曲和柱侧面钢板的平面外变形。为进一步研究柱根加劲肋高度对IRR柱抗震性能的影响，笔者开展试验研究工作。
设计并制作了2个足尺IRR柱模型。柱身采用400 mm×400 mm焊接方钢管，侧面板壁厚10 mm，底板厚20 mm，加载点至承台表面高度2 200 mm，计算剪跨比5.5，试件尺寸如图 2所示。
试件IRRC-1柱根内部纵向加劲肋高度为100 mm(如图 2(c))，防止IRR柱摇摆过程中底部边角出现局部压曲。试件IRRC-2柱根内部纵向加劲肋高度为420 mm(如图 2(d))，除防止柱底部压曲作用外，还可用于传递柱根侧面连接板Ⅰ传来的拉压应力，防止柱侧面板发生平面外屈曲。除此之外，两个试件的其他参数完全一致。
柱顶施加恒定竖向轴力893 kN。开缝钢板阻尼器采用10.9级M22高强摩擦型螺栓与柱身相连，采用10.9级M30高强摩擦型螺栓与T型连接板相连，T型连接板采用M30预埋螺杆与承台连接。
开缝钢板阻尼器厚度均为8 mm，采用Q235级钢材，其他钢部件均采用Q345级钢材。试件材料属性如表 1所示。
试验加载装置如图 3所示。首先采用1 000 kN液压千斤顶施加预定的竖向轴力，然后通过1 000 kN MTS伺服作动器施加往复水平荷载。试验水平加载采用位移控制的加载制度，1/100位移角之前每个位移角幅值循环1次，随后，每个位移幅值循环3次，其中，试件IRRC-2加载至1/25位移角第1循环终止试验。
试验位移计、引伸仪和应变片等布置如图 4所示。采用非接触式激光位移计量测水平荷载加载点位移，通过千斤顶和作动器自带力传感器采集力信号。钢板阻尼器和柱根部应变采用3 mm×5 mm电阻应变片量测，阻尼器的剪切变形角通过在阻尼器焊接螺杆安装引伸仪量测，所有信号均通过MTS-GT控制系统和IMP数据采集仪自动采集。
在水平荷载作用下，IRR柱绕柱根一侧转动点转动。柱根部抬起使得左侧钢板阻尼器产生向下的剪切变形，处于压弯剪复合受力状态(定义为压剪侧)，而右侧钢板阻尼器产生向上的剪切变形，处于拉弯剪复合受力状态(定义为拉剪侧)。试件破坏形态如图 5所示。
1) 试件IRRC-1 1/100位移角下，阻尼器条带板屈服，最大应变为2 214με。1/35位移角下，压剪侧阻尼器开始屈曲，钢管柱柱身受压一侧开始屈曲，导致两片连接板Ⅰ出现平面外转角(如图 5(b))。1/20位移角下，拉剪侧4条条带板靠近柱身一侧发生不同程度的撕裂，裂缝宽度最大约为1.5 mm(如图 5(a))。压剪侧条带板屈曲明显，同时，由于钢柱侧板的反复受压凹陷和受拉外鼓，连接板Ⅰ与柱身的焊接裂缝出现疲劳裂缝，如图 5(b)所示。柱身最大压应变为-3 885με，钢柱产生较大塑性变形无法重复使用，即无法实现性能可恢复。
2) 试件IRRC-2由于加劲肋的作用，柱身侧板在整个加载过程中无明显平面外变形，塑性变形集中于钢板阻尼器上，因此，相同部位应变在相同位移角下均大于试件IRRC-1。1/250位移角下，阻尼器条带板屈服，最大应变为2 546με。在1/75位移角下，压剪侧条带板开始屈曲。1/35位移角下，拉剪侧条带板开始撕裂。试件最终加载至1/25位移角，整体变形如图 5(c)所示。拉剪侧4条条带板均完全拉断，压剪侧条带板屈曲明显，柱身未发现屈曲现象，始终处于弹性状态，最大压应变为-974με，实现了“强柱身弱阻尼”的设计目标。原位替换钢板阻尼器后，试件性能即可恢复。
试件荷载-变形滞回曲线如图 6所示。由图 6可见：
1) 在加载初期(θ < 1/100)，试件处于弹性受力阶段，刚度大，残余变形较小。两个试件的曲线形状整体差异不大。柱根内部加劲肋高度较小的试件IRRC-1，钢板阻尼器在1/100位移角首次屈服，而加劲肋高度较大的试件IRRC-2钢板阻尼器在1/250位移角即达到首次屈服。
2) 阻尼器屈服后，试件进入塑性变形发展段，刚度明显降低，但试件承载力仍有不同程度强化，滞回曲线呈饱满的梭型，表现出良好的变形性能和滞回耗能性能。加劲肋高度较大的试件IRRC-2卸载刚度明显高于试件IRRC-1。
3) 较大位移角幅值下(θ>1/50)，两个试件的滞回曲线形状出现明显差异。试件IRRC-2由于柱根内部加劲肋作用，柱身始终保持弹性状态，塑性变形全部集中在钢板阻尼器上。由于柱根的往复摇摆，滞回曲线呈现带一定的捏拢形状。试件IRRC-1由于柱根内部加劲肋高度较低，柱身钢板出现平面外鼓曲，摇摆对滞回曲线形状的影响不明显，但试件最大承载和刚度均明显小于试件IRRC-2。
4) 由于柱身侧面钢板的平面外变形，试件IRRC-1的钢板阻尼器塑性变形发展明显滞后，其初始屈服、压曲、撕裂等现象和对应的位移角和试件的极限变形均大于试件IRRC-2。但由于柱身塑性变形发展过大，试件的震后修复受到不利影响，无法实现震后性能恢复的设计目标。
5) 试件IRRC-2的塑性变形均集中在钢板阻尼器上，1/25位移角下，钢板阻尼器水平条带即全部撕裂，试件承载力下降，试验终止。柱身和其他连接部位均保持弹性状态，试验后钢板阻尼器可以方便替换，性能可快速恢复。
综上，柱根内部加劲肋高度较低时，试件的塑性变形包括钢板阻尼器和柱身两部分，试件的极限变形能力优越，但无法实现震后快速修复。反之，试件的塑性变形集中于钢板阻尼器上，极限变形能力降低，但强度和刚度均有不同程度提高，可以实现震后性能的快速恢复。
试件的骨架曲线如图 7所示，骨架曲线的特征点见表 2。其中，试件的屈服位移采用能量等值法确定[27]。试件的刚度曲线如图 8所示。由图 7、图 8和表 2可见：柱根内部加劲肋高度较大的试件IRRC-2初始刚度和最大承载力均明显高于试件IRRC-1。试件IRRC-2的最大承载力和初始刚度分别比试件IRRC-1提高了11.5%和25.1%。
试件IRRC-2在1/50位移角达到荷载峰值，1/25位移角下，由于钢板阻尼器水平条带板的撕裂，承载力迅速下降并终止试验。试件IRRC-1的承载力在达到峰值荷载后没有明显衰减，试件IRRC-1正、反向的极限变形分别比试件IRRC-2提高了32.1%和46.5%，平均提高39.3%。但试件IRRC-1在两个方向的位移延性系数分别比试件IRRC-2降低了6.1%和6.3%，平均降低6.2%。
各试件在不同位移角下3次循环总的耗能如表 3所示。由表 3可见：
1) 1/35位移角前，试件IRRC-2的耗能明显大于试件IRRC-1。说明较大的柱根内部加劲肋高度保证了钢板阻尼器塑性耗能的充分发展。加劲肋高度较小的试件IRRC-1由于钢柱侧面板的平面外变形，钢板阻尼器的塑性耗能发挥滞后。
2) 超过1/25位移角后，由于试件IRRC-2的钢板阻尼器水平条带板撕裂导致加载终止，其耗能总量小于试件IRRC-1。
综上所述，合理的柱根内部加劲肋构造可以保证钢板阻尼器在较小位移角下充分发挥耗能能力。
1) 钢管柱身应变 两个试件的钢管柱柱身应变随加载过程的变化曲线如图 9所示。试件IRRC-1钢管柱柱身在加载前期处于弹性状态，加载至1/35位移角达到屈服应变，并在之后的位移幅值下不断增大，最大应变达到了-3 885με，钢管柱屈曲明显，难以实现震后损伤修复。试件IRRC-2的柱身应变则始终处于弹性范围内，最大应变为-974με，实现了“强柱弱阻尼”的设计目标，有利于进行震损钢板阻尼器的原位替换，构件性能恢复易于实现。
2) 钢板阻尼器应变 两个试件的阻尼器应变整体发展规律相近，以正向水平荷载作用下试件IRRC-2左侧阻尼器条带板应变随加载位移角的变化曲线为例进行说明，如图 10所示。
由图 10可见，条带板左下端和右上端受拉而左上端和右下端受压，受拉处的应变值明显高于受压处，阻尼器整体处于拉剪状态。上部条带板应变数值高于下部条带板，这是由于柱身摇摆过程中上部条带板的水平变形分量较大所致，这也与条带板的撕裂发展现象一致。同理，右侧阻尼器处于压剪状态，有相似规律。
图 11为两个试件阻尼板同一位置处应变随水平荷载的发展曲线，由图 11可见，柱根内部加劲肋高度较小的试件IRRC-1钢板阻尼器应变发展明显滞后于试件IRRC-2，这也与之前的分析一致。
通过两个足尺IRR柱试件的低周往复加载试验，研究柱根内部纵向加劲肋高度对试件抗震性能的影响，得到以下主要结论：
1) 柱根内部纵向加劲肋高度对试件破坏形态有显著影响。加劲肋高度较小的试件IRRC-1最终破坏时柱身塑性变形较大，难以实现震后快速修复。而加劲肋高度较大的试件IRRC-2最终破坏时钢板阻尼器撕裂拉断，柱身则始终保持弹性，震后可方便替换损伤阻尼器，从而实现性能快速恢复。
2) 加劲肋高度较大的试件IRRC-2初始刚度、最大承载力分别比试件IRRC-1提高了25.1%和11.5%。由于钢板阻尼器塑性变形的提前发挥，试件IRRC-2的极限变形比试件IRRC-1降低了39.3%，但两个试件的位移延性系数差异不大。
3) 1/35位移角之前，试件IRRC-2耗能明显高于试件IRRC-1。1/25位移角下，试件IRRC-2由于钢板阻尼器拉断，终止加载，其总耗能量小于试件IRRC-1。
4) 加劲肋高的试件，柱身应变明显小于加劲肋低的试件，而加劲肋高度小的试件阻尼板应变发展明显滞后。
2021, Vol. 43 Issue (3): 101-108 doi: 10.11835/j.issn.2096-6717.2020.172 
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