耗能梁段连接构造对偏心支撑钢框架抗震性能的影响*

叶重阳 王新武 时 强,3 孙海粟

(1.河南科技大学土木工程学院,河南洛阳 471023;2.河南省新型土木工程结构国际联合实验室,洛阳理工学院,河南洛阳 471023;3.武汉理工大学理学院,武汉 430070)

0 引 言

我国是一个地震多发国,且地震是一种偶然性事件,一旦发生,造成的经济损失将不可估量;但随着建筑抗震领域的高速发展,目前在地震中由于建筑物的倒塌造成的人员伤亡数量和经济损失已经得到了一定程度的控制,地震中的很大一部分经济损失是由于地震作用后建筑主体构件受损严重,震后难以修复,使得建筑功能中断,影响正常生产和生活所导致。为快速恢复结构的使用功能,设置可替换耗能构件结构体系[1-5]的提出,是目前最为理想的一种解决方案。

设置可替换耗能构件的结构体系可将损伤集中于可替换耗能构件上,使得主体结构无损伤或低损伤。这一结构体系与偏心支撑钢框架的工作原理趋于一致;在地震作用下偏心支撑钢框架可通过耗能梁段的塑性变形消耗地震能,保护主体框架的完整性,降低主体结构的损伤;震后耗能梁段有着明显的残余变形,一般通过替换受损的耗能梁段即可,是一种经济、高效的抗震结构体系[6-14]。但目前针对偏心支撑的研究仍以焊接为主,耗能梁段无法直接进行替换,而且焊缝本身具有不可避免的缺陷,无法抵御强震,并且高层建筑高空施焊作业会增加现场装配成本[15-16]。

因此本文设计了一种可替换耗能梁段的装配式K型偏心支撑钢框架,将半刚性连接与焊接混合应用于偏心支撑钢框架中,形成一种新型抗震结构。这种结构可将各个构件在工厂加工完毕后,运输至现场通过高强螺栓进行组装,不仅可以避免现场焊接施工,保障施工质量,还可节约大量的人力成本及施工时间,大幅降低工程造价。在地震作用后可直接替换受损构件,节约修复成本、提升维修加固效率,符合我国建筑工业化和绿色建筑的重点发展规划,具有重要的意义和研究前景。

本文对设计的装配式K型偏心支撑钢框架进行拟静力试验,研究耗能梁段连接形式对装配式偏心支撑钢框架抗震性能的影响,并分析结构的破坏现象及抗震性能指标,为装配式偏心支撑钢框架的设计应用提供参考。

1 试验概况

1.1 试件设计

以8层K型偏心支撑钢框架为原型结构,原结构层高3.6 m,跨度6 m,框架位置处于8度抗震设防地区,地震基本加速度0.3g,设计地震分组第一组,场地类别Ⅱ类。设计楼面恒荷载取5.0 kN/m2,活荷载取2.0 kN/m2,屋面恒载取6.0 kN/m2,上人屋面活荷载取2.0 kN/m2,雪荷载0.35 kN/m2,基本风压0.35 kN/m2。试件按1∶2 缩尺设计,即层高为1.8 m,跨度为3 m,各构件按GB 50011—2010《建筑抗震设计规范》[17]和GB 50017—2017《钢结构设计标准》[18]设计。偏心支撑钢框架的设计原则是为了使得耗能梁段率先屈服变形以达到耗能的目的,因此耗能梁段的钢材选用较低屈服点的Q235B,框架梁、框架柱及斜撑均采用屈服点较高的Q345B,各构件截面尺寸及材料见表1。

表1 构件截面尺寸及材料Table 1 Section sizes and materials of members mm

a—EBF-1模型;b—KBF-1模型。图1 试件模型Fig.1 Specimen models

a—EBF-1试件;b—KBF-1试件。图2 试件尺寸Fig.2 Sizes of specimens

1.2 材料参数

在进行正式试验前,对各构件材料进行了单向拉伸试验,测定钢材的屈服强度、抗拉强度、弹性模量、伸长率等指标,试验结果如表2所列。

表2 钢材力学性能参数Table 2 Mechanical properties of steels

1.3 量测内容

为准确分析各个构件的受力特点、判断框架的屈服荷载,分别在耗能梁、框架柱、框架梁、斜撑等关键位置粘贴应变片和应变花进行实时监测。为了测量框架的层间位移,在框架梁两端布置了两个水平方向的位移计,用于测量框架的侧向位移;在耗能梁上部布置两个位移计,用于测量耗能梁的竖向位移。试验的量测内容如图3所示。

图中D1、D2、D3、D4为位移计,EL、EZ、EX、M、WL、WZ、WX、LS 分别表示布置在东侧横梁、东侧柱、东侧斜撑、耗能梁、西侧横梁、西侧柱、西侧斜撑、螺栓上的应变片。图3 应变片和位移计布置Fig.3 Arrangements of strain gauges and displacement meters

1.4 试验装置和加载制度

试验加载装置如图4所示。为了模拟现实中钢框架柱脚的固定约束条件,由地锚螺栓将钢框架固定在刚性地面上,同时为了模拟框架在实际应用中承受的轴向荷载,在每个柱顶分别配备了一个200 t的液压伺服作动器,由此向框架柱施加轴压力;为避免由于框架柱和作动器的相连无法产生滑动,在柱顶支撑上分别放置了两个滚动轴承。在水平方向,水平荷载由一个固定在反力墙上的100 t的液压伺服作动器提供。为防止框架发生较大的平面外变形,设计了一套平面限位装置。

图4 试验加载装置Fig.4 Test loading set-up

试验程序采用荷载-位移混合控制的加载制度[19],如图5所示。试件屈服前采用荷载控制：首先,利用柱顶的两个竖向作动器在柱端施加400 kN的轴向压力,并在试验过程中保持不变,待轴压稳定后利用水平方向的作动器向钢框架分级施加水平荷载,直至耗能梁段屈服;屈服后采用位移控制：取屈服荷载对应的最大位移为屈服位移Δy,并以该位移的倍数为级差逐级加载,每级循环3次,直至构件发生破坏、框架的层间位移达到1/50或承载力下降到试件极限承载力的85%以下,则结束试验。

图5 加载制度Fig.5 Loading protocols

2 试验现象与试验结果

2.1 试验现象

两框架EBF-1、KBF-1在低周往复荷载作用下的试验装置如图6所示。两框架在加载过程中的试验现象如表3所述。可知：EBF-1在11倍屈服位移时,耗能梁段端板弯曲变形严重,腹板焊缝处撕裂;KBF-1在8倍屈服位移时,耗能梁段翼缘及腹板整体变形严重,翼缘在外伸端板连接处断裂,腹板被撕裂。在试验加载过程中,当达到极限位移和极限荷载时,两试件除耗能梁段的屈服变形外,其他主体构件均保持着良好的整体性,连接节点处螺栓与端板之间连接紧密,未发现螺栓松动现象,表明此类连接形式的偏心支撑结构在强震作用下可表现出良好的抗震性能,震后替换受损的耗能梁段即可继续承载,实现快速恢复结构使用功能的目的。

a—EBF-1;b—KBF-1。图6 试验装置Fig.6 Test set-up

表3 试验现象描述Table 3 Phenomena observed in the test

2.2 试验结果

表4为采集到的框架侧移与荷载结果。可知,耗能梁段采用平齐端板连接的EBF-1,其极限侧移相较耗能梁段采用外伸端板连接的KBF-1提高了24.97%;但在承载力方面,采用外伸端板连接的KBF-1表现出更高的承载力,相较采用平齐端板连接的EBF-1提高了19.35%;耗能梁段的屈服荷载提高了22.33%,因此耗能梁段采用外伸端板连接可显著提高框架的承载能力,但也会降低框架的变形能力。

表4 试验结果Table 4 Test results

3 试验结果与分析

3.1 滞回曲线

滞回曲线是结构在往复荷载作用下的荷载-位移曲线,它反映了结构在往复加载过程中的变形能力、刚度退化及耗能能力。图7为试件的滞回曲线,对比分析发现：加载初期,框架均处于弹性工作范围内,滞回环的面积很小;随着加载级数的增加,框架的残余变形逐步增大,两个试件的滞回曲线皆有不同程度捏缩现象,其中平齐端板连接的EBF-1的捏缩现象最为明显,KBF-1直至在加载后期才出现捏缩,捏缩现象主要是由于耗能梁段连接处高强螺栓的预紧力松弛导致螺栓滑移、连接端板间的错动造成的;对比分析发现框架梁与耗能梁之间采用外伸端板连接的试件KBF-1,滞回曲线呈 “梭形”,曲线更加饱满,耗能梁段与框架梁段间采用外伸端板连接可显著提高钢框架的承载能力及耗能能力,但其极限侧移相较EBF-2要小。

图7 滞回曲线Fig.7 Hysteretic curves

3.2 骨架曲线

骨架曲线是滞回曲线的外包络线,反映了结构在不同阶段的受力与变形特性。图8所示为两试件的骨架曲线对比,分析可知：耗能梁段采用平齐端板连接的试件EBF-1,其骨架曲线无明显下降段,且EBF-1的极限侧移要优于KBF-1,说明耗能梁段采用平齐端板连接的偏心支撑钢框架在加载后期仍具有较强的承载力;耗能梁段采用外伸端板连接的试件KBF-1,其极限承载力要优于耗能梁段采用平齐端板连接的EBF-1,但其极限侧移较小,且其骨架曲线有明显的下降段,说明在加载后期耗能梁段采用外伸端板连接的偏心支撑钢框架其承载力较耗能梁段采用平齐端板连接的偏心支撑钢框架要差。

图8 骨架曲线Fig.8 Skeleton curves

3.3 刚度退化

刚度退化是指在位移幅值不变的条件下,结构的刚度随往复加载的次数增加而降低的特性,它反映了结构的损伤程度。在弹性阶段本文采用切线刚度来评价框架的刚度退化;框架进入塑性状态后,由于框架在循环加载过程中产生残余变形,荷载与位移曲线开始呈现非线性的特征,因此在试件在进入塑性状态后,用割线刚度来评价框架的刚度退化。则框架的抗侧刚度为：

(1)

式中：Kj为框架的抗侧刚度;Fj为第j级加载位移(j=Δ/Δy)时,加载循环点的荷载峰值;Δj为第j级加载位移(j=Δ/Δy)时,加载循环点的位移峰值;正负号表示加载方向。将试件的屈服状态下的抗侧刚度定义为初始抗侧刚度,EBF-1的初始抗侧刚度为89.59 kN/mm,KBF-1的初始抗侧刚度为112.16 kN/mm,可以看出,耗能梁段采用外伸端板连接可增加框架的初始抗侧刚度,EBF-1的初始抗侧刚度是KBF-1的79.88%。图9反映了两试件的刚度退化规律。可知：耗能梁段的连接方式对试件的刚度退化有一定的影响,耗能梁段采用外伸端板连接的KBF-1,虽然外伸端板为框架提供了较高的抗侧刚度,但其刚度退化速率要大于耗能梁段采用平齐端板连接的EBF-1;极限状态下,EBF-1的抗侧刚度退化至初始抗侧刚度的23.96%,KBF-1退化至初始抗侧刚度的30.82%,说明在加载后期,耗能梁段采用外伸端板连接的试件仍然有较高的抗侧刚度。

图9 刚度退化Fig.9 Stiffness degradation

3.4 耗能能力

结构的耗能能力是衡量抗震性能优劣的重要指标,在往复荷载作用下通常是以滞回曲线所包围的面积来衡量。一般来说,滞回曲线越饱满,包围的面积越大,则结构的吸收和耗能的性能越好。本文以等效黏滞阻尼系数ξe和能量耗散系数E来评价两框架的耗能能力,框架的耗能指标见表5。荷载-位移曲线滞回环如图10所示,等效黏滞阻尼系数ξe与能量耗散系数E的表达式为：

图10 荷载-位移曲线滞回环Fig.10 Load-displacement hysteresis loops

表5 框架耗能指标Table 5 Energy dissipation indexes of specimens

(2a)

E=ξe·2π

(2b)

依据表5中数据和ξe与加载位移关系的图11对两试件的耗能能力进行分析。可知1)两试件均表现出良好的耗能能力,且耗能梁段采用外伸端板连接的KBF-1的总耗能相较耗能梁段采用平齐端板连接的EBF-1提高了29.81%;2)对于试件KBF-1,等效黏滞阻尼系数ξe的变化范围在0.022～0.275之间,当Δ/Δy=1时,ξe取最小值;当Δ/Δy=8时,ξe取最大值;对于试件EBF-1,等效黏滞阻尼系数ξe的范围在0.042～0.188之间,加载后期ξe随着加载位移的增加变化不大;3)试件KBE-1的等效黏滞阻尼系数ξe的最大值比EBF-1的提高了46.28%;4)对于能量耗散系数E,两试件分别为1.164、1.728,即耗能梁段采用外伸端板连接的KBF-1的耗能性能要优于耗能梁段采用平齐端板连接的EBF-1。

图11 ξe 与加载位移 Δ/Δy 关系Fig.11 Relations between ξe and Δ/Δy

3.5 延性评价

延性是反映结构构件塑性变形能力的重要指标,也反映了结构构件抗震性能的好坏。本文对两试件的延性采用位移延性系数μ和转角延性系数μθ来评价。位移延性系数μ定义为框架的极限位移δu与屈服位移δy的比值;转角延性系数μθ定义为框架柱端位移角θu与θy的比值。相应表达式为：

μ=δu/δy

(3a)

μθ=θu/θy

(3b)

框架的屈服位移δy与屈服荷载Py采用“通用弯矩法”确定;框架柱端位移角θ可近似认为θ=arctan(Δ/H),其中,H为框架柱的高度。为了进一步分析耗能梁段连接形式对偏心支撑钢框架的变形性能的影响,本文在分析位移延性系数与转角延性系数的同时,又引入了耗能梁段的塑性转角γP来分析两框架的抗震性能,偏心支撑钢框架耗能梁段的变形机理如图12所示。耗能梁段转角γ表达式为：

图12 偏心支撑钢框架变形Fig.12 Deformation of the eccentrically braced steel frame

(4)

式中：L为框架柱间距。

从表6中数据分析可知：两框架均表现出良好的变形能力,耗能梁段采用外伸端板连接的KBF-1的位移延性系数及转角延性系数在2.22～2.31之间;采用平齐端板连接的EBF-1的位移延性系数及转角延性系数在2.34～2.38之间,EBF-1表现出更好的延性;在层间位移角方面,两框架的层间位移角满足GB 50011—2010[17]中对多高层钢结构的弹塑性层间位移角限值的规定;在耗能梁段的转角方面,2个框架的耗能梁段塑性转角都超过美国规范AISC 341-2016[21]中的限值0.08 rad,说明2个框架能梁段都具有较好的剪切变形能力,耗能梁段采用外伸端板连接可一定程度降低耗能梁段的转动变形。依据上述分析,此类装配式偏心支撑钢框架具有较好的延性,能满足结构抗震的设计要求。

表6 试件的延性系数Table 6 Ductility coefficients of specimens

3.6 应变分析

偏心支撑设计的原则就是通过耗能梁段的屈服变形来耗散地震能,从而确保其他主体构件在地震作用时不屈服或屈服在后。为了验证这一目标,在试验开始前在框架的各个关键部位布置了大量的应变片和应变花通过应变采集仪对主体框架的应变进行实时监测。图13选取了两框架主体构件中部分关键位置的应变图,通过观察发现：随着位移荷载的增加,两框架的主体构件绝大部分测点的应变都在±1.6×10-3以内,表明框架的主体结构并未在加载过程中受到较大损伤,仅有耗能梁段发生破坏,震后替换受损的耗能梁段仍可继续承载,满足建筑抗震设防的要求。

a—EBF-1框架;b—KBF-1框架。图13 主体框架应变Fig.13 Strains of the main members of two frames

4 结束语

本文设计一种适用于装配式建筑的偏心支撑钢框架,对框架中的耗能梁段采用不同连接形式的两试件EBF-1与KBF-1进行了拟静力试验,分析了两试件的滞回性能、承载力、刚度退化、耗能能力、延性等抗震性能指标,并分析了主体构件的应变,得出以下结论：

1)此类装配式偏心支撑钢框架抗震性能良好,有较高的承载力,连接可靠且耗能能力优越,装配化程度高,可为装配式偏心支撑结构的应用提供参考。

2)两试件的破坏都是由耗能梁段导致的,EBF-1的破坏模式是耗能梁段翼缘屈曲变形、腹板焊缝撕裂;KBF-1的破坏模式是耗能梁段翼缘断裂、腹板撕裂;两试件的破坏模式均属于典型的剪切破坏,但耗能梁段在加载过程中的转动变形会对混凝土楼板造成较大破坏,后续研究应针对楼板的损伤控制进行研究,以便改善结构的震后修复。

3)耗能梁段的连接形式是此类装配式偏心支撑钢框架的重要影响因素之一,耗能梁段采用外伸端板连接的KBF-1,其承载力相较耗能梁段采用平齐端板连接的EBF-1提高了19.35%,初始抗侧刚度提高了25.19%,总耗能提高了29.81%;在延性方面,耗能梁段采用外伸端板连接的KBF-1相较耗能梁段采用平齐端板连接的EBF-1,延性降低了7.21%,耗能梁段的塑性转角降低了25.19%。

4)两框架主体构件间均采用高强螺栓连接,且两框架的其余主体构件由于耗能梁段的屈服耗能均未出现明显变形,震后通过替换受损的耗能梁段即可继续承载,降低了震后修复难度及造价,提高了施工效率。