時(shí)強(qiáng) 晏石林 王新武 李春霞

摘? ?要：為研究端板厚度和連接方式對(duì)裝配式偏心支撐鋼框架抗震性能的影響，進(jìn)行了2個(gè)不同端板厚度的偏心支撐半剛接鋼框架和1個(gè)焊接連接的偏心支撐剛接鋼框架的擬靜力試驗(yàn).結(jié)合試驗(yàn)研究結(jié)果，對(duì)裝配式偏心支撐鋼框架試件的破壞形態(tài)、荷載-位移滯回曲線、骨架曲線、側(cè)移延性系數(shù)、等效粘滯阻尼系數(shù)進(jìn)行了深入分析.試驗(yàn)結(jié)果表明：螺栓端板連接偏心支撐鋼框架抗震性能良好.端板厚度對(duì)裝配式偏心支撐鋼框架耗能能力具有一定影響，端板厚度由16 mm增加到24 mm，由于破壞延遲，耗能梁段極限剪切承載力提高43.32%. 同時(shí)，受高強(qiáng)螺栓-端板連接滑移的影響，偏心支撐半剛接鋼框架滯回曲線呈“弓形”，表現(xiàn)出一定的“捏縮”現(xiàn)象.

關(guān)鍵詞：裝配式;偏心支撐;半剛性;抗震性能;擬靜力試驗(yàn)

中圖分類號(hào)：TU375? ? ? ? ? ? ? ? ? ? ? ? ? ?文獻(xiàn)標(biāo)志碼：A

文章編號(hào)：1674—2974（2020）09—0048—09

Abstract：In order to study the influence of end plate thickness and node types on seismic behavior of prefabricated eccentrically braced steel frame，pseudo-static tests of two eccentrically braced semi-rigid steel frames with different end plate thickness and one eccentrically supported rigid steel frame were carried out. Based on the testing results， the main characteristics of the failure modes，load-deformation hysteresis curves， skeleton curves， lateral ductility coefficients and equivalent viscous damping coefficients of the specimens are analyzed and discussed. The results show that the prefabricated eccentrically braced steel frame with end plate connections has good seismic performance. The thickness of the end plate is an important factor affecting the energy dissipation capacity of the prefabricated eccentrically braced steel frame， and the energy dissipation capacity of the structure increases by 43.32% with the thickness of the end plate increasing from 16 mm to 24 mm. At the same time， affected by the slip of high-strength bolt-end plate connection， the hysteresis curve of semi-rigid steel frame with eccentric support is“bow”，showing a phenomenon of “pinching”.

Key words：prefabricated;eccentrically braced frame;semi-rigid;seismic performance;pseudo-static test

偏心支撐鋼框架結(jié)構(gòu)體系兼有中心支撐框架結(jié)構(gòu)體系和抗彎鋼框架結(jié)構(gòu)體系的優(yōu)點(diǎn).不僅具有較高彈性剛度，同時(shí)具有較大的延性[1-6]. 目前，偏心支撐鋼框架的設(shè)計(jì)（如AISC341—2016[7]、 CSA-S16—2014[8]、GB? 50011—2010[9]），各構(gòu)件均采用焊接方式連接在一起.一方面，這不利于工廠預(yù)制、現(xiàn)場(chǎng)拼裝的裝配式建筑.另一方面，耗能梁被設(shè)計(jì)為地震作用下通過(guò)明顯的塑性變形消耗地震能量，結(jié)構(gòu)需要在震后進(jìn)行構(gòu)件更換，焊接連接方式使得修復(fù)變得困難且耗時(shí).

為了克服半剛性連接框架過(guò)柔和焊接偏心支撐框架震后修復(fù)困難、花費(fèi)昂貴、耗時(shí)長(zhǎng)的缺點(diǎn)，本文將偏心支撐鋼框架和半剛性連接相結(jié)合，形成一種新型抗震結(jié)構(gòu)，即裝配式偏心支撐鋼框架結(jié)構(gòu).這種結(jié)構(gòu)各構(gòu)件之間均采用高強(qiáng)螺栓端板連接[10]，減少施工現(xiàn)場(chǎng)焊接施工，震后直接更換受損構(gòu)件，有效提高維修加固效率，非常適合裝配式建筑.

本文設(shè)計(jì)了2個(gè)采用高強(qiáng)螺栓連接的偏心支撐鋼框架試件，1個(gè)采用焊接連接方式的偏心支撐框架試件.為實(shí)現(xiàn)耗能梁率先屈服的設(shè)計(jì)理念，耗能梁采用具有較低屈服點(diǎn)的Q235B鋼材，其他構(gòu)件采用屈服點(diǎn)較高的Q345B鋼材[11-14]. 通過(guò)擬靜力試驗(yàn)方法研究裝配式偏心支撐鋼框架滯回性能、承載力、剛度退化、延性、累計(jì)耗能、等效粘滯阻尼及耗能梁的轉(zhuǎn)動(dòng)承載力和剪切承載力.同時(shí)，通過(guò)試驗(yàn)現(xiàn)象觀察半剛接鋼框架與偏心支撐協(xié)同工作機(jī)理和破壞機(jī)理，為工程應(yīng)用提供依據(jù).

1? ?試驗(yàn)概況

1.1? ?試驗(yàn)試件

試件原型為6層鋼框架結(jié)構(gòu)，層高3.6 m，跨度6 m，試驗(yàn)試件按1 ∶ 2縮尺比例設(shè)計(jì)，取層高1.8 m，跨度3 m.各構(gòu)件按《建筑抗震設(shè)計(jì)規(guī)范》（GB 50011—2010）[9]，《鋼結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)標(biāo)準(zhǔn)》（GB 50017—2017）[15]，并參考美國(guó)鋼結(jié)構(gòu)房屋抗震設(shè)計(jì)規(guī)程AISC341—2016 Seismic Provisions for Structural Steel Building[7]對(duì)試驗(yàn)框架進(jìn)行承載力驗(yàn)算.偏心支撐鋼框架的設(shè)計(jì)原則是強(qiáng)柱、強(qiáng)支撐、弱耗能梁段，耗能梁作為結(jié)構(gòu)中最先屈服的構(gòu)件，強(qiáng)度不能過(guò)高.基于上述原則，試樣中各構(gòu)件截面和材料如表1所示.

試驗(yàn)共有3個(gè)試件.為研究端板厚度對(duì)偏心支撐框架結(jié)構(gòu)的影響，設(shè)計(jì)的2個(gè)半剛性連接試件耗能梁長(zhǎng)度均為600 mm，端板厚度分別為16 mm和24 mm.各構(gòu)件之間均采用10.9級(jí)M20高強(qiáng)螺栓連接.同時(shí)，為與傳統(tǒng)的焊接連接試件進(jìn)行對(duì)比，設(shè)計(jì)的焊接連接試件耗能梁長(zhǎng)度亦為600 mm.試件詳細(xì)信息如表2所示.端板及加勁肋的材料均為Q235B鋼材.試件模型如圖1和圖2所示，試件尺寸如圖3和圖4所示，圖中尺寸單位為mm.

1.2? ?材性參數(shù)

試驗(yàn)所用鋼材的材性試驗(yàn)結(jié)果如表3所示.

1.3? ?測(cè)量方案

為準(zhǔn)確檢測(cè)各構(gòu)件進(jìn)入塑性狀態(tài)的順序，在試件各構(gòu)件上布置了應(yīng)變片和應(yīng)變花，耗能梁段是研究的重點(diǎn)構(gòu)件，因此在耗能梁翼緣和腹板處，布置了15個(gè)應(yīng)變片和3個(gè)應(yīng)變花.為測(cè)量層間側(cè)移，在柱頂處布置兩個(gè)水平方向位移計(jì)用于測(cè)量結(jié)構(gòu)側(cè)移.耗能梁上部布置4個(gè)豎向位移計(jì)，用于測(cè)量耗能梁轉(zhuǎn)角.試驗(yàn)測(cè)量方案如圖5所示.

1.4? ?加載制度

試驗(yàn)加載采用力-位移混合控制加載制度，先以力控制加載，試件達(dá)到屈服狀態(tài)時(shí)改用位移控制，直至試件破壞. 試驗(yàn)加載制度如圖6所示.

根據(jù)《建筑抗震試驗(yàn)規(guī)程》（JGJ/T 101—2015）[16]：采用荷載控制時(shí)應(yīng)分級(jí)加載，接近開(kāi)裂或屈服荷載前宜減小級(jí)差加載;試件屈服后采用變形控制，變形值取屈服時(shí)試件的最大位移值，并以該位移的倍數(shù)為級(jí)差進(jìn)行控制加載;每級(jí)施加反復(fù)荷載3次.

1.4.1? ?力控制階段

首先，利用豎向作動(dòng)器在試件柱子頂端施加200 kN的軸向壓力來(lái)模擬框架柱子承受的軸壓，并保證在整個(gè)試驗(yàn)過(guò)程中始終保持不變，待框架試件在軸壓荷載下反應(yīng)穩(wěn)定之后開(kāi)始施加水平位移荷載，水平荷載維持在±100 kN范圍內(nèi)，確保試件與試驗(yàn)裝置良好接觸;反復(fù)試驗(yàn)3次檢查試驗(yàn)監(jiān)測(cè)的傳感器和應(yīng)變片是否正常工作，查看監(jiān)測(cè)應(yīng)變片，最大應(yīng)變達(dá)到表3中數(shù)值時(shí)，即可確定框架首先產(chǎn)生塑性應(yīng)變的位置，并確定屈服荷載位移δy，試件的屈服位移和屈服荷載如表4所示.

1.4.2? ?位移控制階段

在預(yù)加載階段確定節(jié)點(diǎn)試件δy之后，水平作動(dòng)器全部回歸至零位，按照?qǐng)D6的加載方式進(jìn)行正式加載.作動(dòng)器以推為正向荷載，反之為負(fù)向荷載.每等級(jí)荷載正負(fù)施加3個(gè)循環(huán).在試驗(yàn)過(guò)程中若發(fā)現(xiàn)構(gòu)件斷裂、局部有明顯的屈曲破壞、框架側(cè)移角達(dá)到5%或試驗(yàn)監(jiān)測(cè)的滯回曲線中的力低于極限承載力的85%，則終止試驗(yàn)[16].

1.4.3? ?試驗(yàn)裝置

試驗(yàn)采用兩個(gè)垂直方向2 000 kN液壓伺服作用器分別對(duì)兩個(gè)柱施加軸壓，采用一個(gè)水平方向1 000 kN液壓伺服作動(dòng)器施加水平荷載.為防止框架較大的平面外變形，采用側(cè)向限位裝置.試驗(yàn)裝置如圖7所示，試驗(yàn)現(xiàn)場(chǎng)如圖8所示.

2? ?試驗(yàn)現(xiàn)象與失效模式

2.1? ?試驗(yàn)現(xiàn)象

PDKB-2在低周往復(fù)試驗(yàn)加載過(guò)程中的試驗(yàn)現(xiàn)象如表5所述. PDKB-5與PDKB-2試驗(yàn)現(xiàn)象相似，不再贅述.

PDKB-2試件試驗(yàn)現(xiàn)象如圖9所示，8倍屈服位移時(shí)，耗能梁翼緣出現(xiàn)屈曲變形，端板焊縫斷裂;PDKB-5試件試驗(yàn)現(xiàn)象如圖10所示，7倍屈服位移時(shí)，左側(cè)梁端板與翼緣焊縫斷裂;PDKW-2試件試驗(yàn)現(xiàn)象如圖11所示，8倍屈服位移時(shí)，耗能梁翼緣-腹板整體屈曲變形，腹板撕裂.

2.2? ?失效模式

試件PDKB-2和PDKB-5的破壞現(xiàn)象如圖9和圖10所示，試件PDKW-2的破壞現(xiàn)象如圖11所示.各試件失效集中發(fā)生在耗能梁上，基本實(shí)現(xiàn)耗能梁屈曲變形耗能、其他構(gòu)件保持彈性的設(shè)計(jì)理念. 通過(guò)應(yīng)變片檢測(cè)數(shù)據(jù)，各構(gòu)件柱腳處均出現(xiàn)塑性變形.試件PDKB-2和PDKB-5試件耗能梁與結(jié)構(gòu)梁、結(jié)構(gòu)梁與斜撐連接處端板均出現(xiàn)不同程度的翹曲變形.試件耗能梁破壞機(jī)制如表7所示.

3? ?試驗(yàn)結(jié)果及分析

3.1? ?耗能梁轉(zhuǎn)動(dòng)承載力和剪切承載力

圖12所示為偏心支撐鋼框架耗能梁與側(cè)移角之間的關(guān)系[17-19]，圖中：L是跨距，h是層高，δ是側(cè)移.K形偏心支撐鋼框架耗能梁轉(zhuǎn)角可按公式（1）進(jìn)行計(jì)算：

試驗(yàn)水平方向采用一個(gè)1 000 kN液壓伺服作動(dòng)器進(jìn)行加載. 耗能梁剪力Vlink和作動(dòng)器荷載Factuator之間的關(guān)系按公式（2）計(jì)算[20].

根據(jù)《建筑抗震設(shè)計(jì)規(guī)范》（GB 50011—2010），耗能梁段剪切承載力VP設(shè)計(jì)值為：

式中：tf和tw分別為耗能梁段翼緣厚度和腹板厚度;Fy為耗能梁段屈服強(qiáng)度;d為梁截面高度.

表8為試驗(yàn)測(cè)試位移和作動(dòng)器荷載結(jié)果.從結(jié)果可知，隨端板厚度增加，偏心支撐半剛接鋼框架極限側(cè)移角增大，端板厚度為24 mm試件的極限側(cè)移角較厚度為16 mm試件提高46.95%.與焊接試件PDKW-2相比，試件PDKB-2極限側(cè)移提高17.3%，試件PDKB-5極限側(cè)移提高達(dá)72.3%.而承載力方面，焊接試件PDKW-2表現(xiàn)出更強(qiáng)的承載力，半剛接連接試件PDKB-2最終承載力較焊接連接試件降低19.9%，PDKB-5最終承載力降低16.4%.

表9為各試件耗能梁轉(zhuǎn)角和剪切承載力的測(cè)試結(jié)果.所有試件耗能梁的塑性轉(zhuǎn)角均超過(guò)AISC341—2016規(guī)范限值.裝配式偏心支撐鋼框架的耗能梁表現(xiàn)出更好的塑性轉(zhuǎn)動(dòng)能力.耗能梁段剪切承載力均超過(guò)設(shè)計(jì)值218.8 kN，PDKB-2、PDKB-5和PDKW-2的超強(qiáng)系數(shù)分別為1.7，1.8和2.1.

3.2? ?滯回性能

圖13為不同端板厚度試件滯回曲線對(duì)比圖，從圖可以看出，PDKB-2和PDKB-5的滯回曲線呈“弓形”，具有捏縮現(xiàn)象.主要是由于螺栓端板連接，在加載過(guò)程中出現(xiàn)了滑移. PDKB-2破壞前滯回曲線走勢(shì)與PDKB-5基本一致，說(shuō)明端板厚度對(duì)裝配式偏心支撐鋼框架滯回性能影響有限. PDKB-5滯回曲線包圍的面積更大，主要是由于耗能梁-框架梁-支撐連接處受力狀態(tài)復(fù)雜，PDKB-2端板連接處出現(xiàn)了過(guò)早破壞.適當(dāng)增加端板厚度，可以改善端板連接處由于過(guò)早破壞對(duì)結(jié)構(gòu)耗能造成的不利影響. 圖14為不同連接方式試件滯回曲線對(duì)比圖，從圖可以看出，PDKW-2滯回曲線呈“梭形”，曲線飽滿、穩(wěn)定、無(wú)捏縮現(xiàn)象，但是極限側(cè)移較PDKB-5試件小.

3.3? ?骨架曲線

圖15所示為不同端板厚度試件骨架曲線對(duì)比圖，分析可知：PDKB-2和PDKB-5骨架曲線無(wú)明顯下降段，說(shuō)明螺栓端板連接的偏心支撐框架結(jié)構(gòu)在加載后期仍具有較強(qiáng)的承載能力.隨端板厚度的增加，極限承載力變化較小，但極限側(cè)移出現(xiàn)增大趨勢(shì).

圖16所示為不同連接方式試件骨架曲線對(duì)比圖，PDKW-2極限承載力較PDKB-5高，但極限側(cè)移較小. 同時(shí)，PDKW-2骨架曲線出現(xiàn)較為明顯的下降段，說(shuō)明焊接連接的偏心支撐框架在加載后期承載力較螺栓端板連接的偏心支撐框架差.

3.4? ?剛度退化曲線

框架的抗側(cè)剛度在屈服荷載之前為荷載-位移關(guān)系曲線的切線剛度，框架進(jìn)入塑性承載狀態(tài)之后，荷載與位移表現(xiàn)出明顯的非線性特性，為方便起見(jiàn)，進(jìn)入塑性狀態(tài)之后常用割線剛度來(lái)表示框架的抗側(cè)剛度. 考慮到擬靜力試驗(yàn)中往復(fù)施加荷載，框架的承載力與相對(duì)應(yīng)的位移有正負(fù)之分，所以其割線剛度根據(jù)同一級(jí)荷載下正反方向承載力絕對(duì)值之和與對(duì)應(yīng)峰值位移絕對(duì)值之和的比值來(lái)確定，即由式（3）計(jì)算來(lái)確定框架的抗側(cè)剛度.

Fj為某一級(jí)荷載作用下的荷載峰值，Δj為某一級(jí)荷載作用下荷載峰值對(duì)應(yīng)的側(cè)移. 表10為各試件的初始剛度.

為了分析框架剛度退化的程度，將所有框架的屈服狀態(tài)下的抗側(cè)剛度定義為框架的初始抗側(cè)剛度，把各個(gè)框架的剛度按公式（4）進(jìn)行歸一化，隨著荷載等級(jí)的增加，其抗側(cè)剛度會(huì)在初始剛度的基礎(chǔ)上發(fā)生退化.試件剛度退化曲線如圖17所示.

圖17和圖18為試件的剛度退化曲線圖，反映了模型結(jié)構(gòu)剛度退化規(guī)律. 分析可知：端板厚度對(duì)模型試件剛度退化有一定影響，加載初期，PDKB-5的剛度退化程度較PDKW-2更為明顯，隨后兩者剛度退化速率相似，最終極限狀態(tài)下，PDKB-2剛度退化至初始剛度的19.9%，PDKB-5剛度退化至初始剛度的37.3%.連接方式對(duì)模型試件的剛度退化亦有顯著影響. PDKW-2剛度退化至初始剛度的32.7%.說(shuō)明焊接連接的試件在加載后期亦有較高的抗側(cè)剛度.

3.5? ?累計(jì)耗能

圖19為各試件累計(jì)耗能圖，分析可知：端板厚度對(duì)偏心支撐鋼框架累計(jì)耗能有一定影響.端板厚度從16 mm增大到24 mm，累計(jì)耗能提高50%，主要是由于端板厚度增加，結(jié)構(gòu)的破壞延遲. PDKW-2與PDKB-5累計(jì)耗能接近，說(shuō)明經(jīng)過(guò)合理設(shè)計(jì)，螺栓連接的偏心支撐框架具有與焊接連接偏心支撐框架相當(dāng)?shù)暮哪苣芰?

3.6? ?側(cè)移延性系數(shù)

結(jié)構(gòu)側(cè)移延性系數(shù)是結(jié)構(gòu)屈服后的后期變形能力的重要衡量指標(biāo).采用極限側(cè)移Δu與屈服側(cè)移Δy的比值來(lái)描述：

屈服位移Δy由“通用屈服荷載法”[21]確定. 如圖20所示.

由公式（4）計(jì)算結(jié)構(gòu)延性系數(shù)如表11所示，分析可知，隨端板厚度增加，結(jié)構(gòu)的側(cè)移延性系數(shù)減小.較薄端板連接試件PDKB-2的延性系數(shù)略高于焊接連接試件PDKW-2.

3.7? ?等效粘滯阻尼系數(shù)

框架的等效粘滯阻尼系數(shù)he能夠更加合理地評(píng)定其在循環(huán)往復(fù)荷載作用下吸收能量和消耗能量的能力. 依據(jù)圖21，按公式（6）計(jì)算出節(jié)點(diǎn)的等效粘滯阻尼系數(shù)見(jiàn)表12所示.

依據(jù)表12對(duì)偏心支撐半剛接鋼框架試件等效粘滯阻尼系數(shù)進(jìn)行如下分析：隨端板厚度增加，試件等效粘滯阻尼系數(shù)略有降低;構(gòu)件連接方式對(duì)試件延性系數(shù)影響較大，半剛性連接試件PDKB-2的等效粘滯阻尼系數(shù)較剛接試件PDKW-2提高43.4%，試件PDKB-5較試件PDKW-2提高25.5%，說(shuō)明帶半剛性節(jié)點(diǎn)的偏心支撐框架吸收和耗散地震能量的能力較焊接連接的偏心支撐鋼框架更強(qiáng).

4? ?結(jié)? ?論

論文采用擬靜力試驗(yàn)方法研究了裝配式偏心支撐鋼框架滯回性能、承載力、剛度退化、延性、累計(jì)耗能、等效粘滯阻尼及耗能梁的轉(zhuǎn)動(dòng)承載力和剪切承載力. 同時(shí)，通過(guò)試驗(yàn)現(xiàn)象觀察半剛接鋼框架與偏心支撐協(xié)同工作機(jī)理和破壞機(jī)理. 得到如下結(jié)論：

1）端板厚度對(duì)裝配式偏心支撐鋼框架抗震性能影響有限. 適當(dāng)增加端板厚度，可以改善端板連接處由于過(guò)早破壞對(duì)結(jié)構(gòu)耗能造成的不利影響.端板厚度由16 mm增加到24 mm，由于破壞延遲，耗能梁極限彈塑性轉(zhuǎn)角提高46.25%，極限剪切承載力提高43.32%，結(jié)構(gòu)極限側(cè)移角提高46.95%，結(jié)構(gòu)延性系數(shù)降低14.68%.

2）與焊接連接方式相比，高強(qiáng)螺栓端板連接試件PDKB-5的側(cè)移角提高72.31%，等效粘滯阻尼系數(shù)提高25.5%，耗能梁極限彈塑性轉(zhuǎn)角提高70.8%，但極限剪切承載力降低16.46%.

3）高強(qiáng)螺栓端板連接偏心支撐具有更強(qiáng)的耗能能力，各構(gòu)件通過(guò)高強(qiáng)螺栓連接，震后修復(fù)加固更容易，花費(fèi)少且工期短，滿足裝配式建筑結(jié)構(gòu)抗震設(shè)防要求.

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