葉重陽 王新武 時 強(qiáng),3 孫海粟

(1.河南科技大學(xué)土木工程學(xué)院,河南洛陽 471023;2.河南省新型土木工程結(jié)構(gòu)國際聯(lián)合實(shí)驗(yàn)室,洛陽理工學(xué)院,河南洛陽 471023;3.武漢理工大學(xué)理學(xué)院,武漢 430070)

0 引 言

我國是一個地震多發(fā)國,且地震是一種偶然性事件,一旦發(fā)生,造成的經(jīng)濟(jì)損失將不可估量;但隨著建筑抗震領(lǐng)域的高速發(fā)展,目前在地震中由于建筑物的倒塌造成的人員傷亡數(shù)量和經(jīng)濟(jì)損失已經(jīng)得到了一定程度的控制,地震中的很大一部分經(jīng)濟(jì)損失是由于地震作用后建筑主體構(gòu)件受損嚴(yán)重,震后難以修復(fù),使得建筑功能中斷,影響正常生產(chǎn)和生活所導(dǎo)致。為快速恢復(fù)結(jié)構(gòu)的使用功能,設(shè)置可替換耗能構(gòu)件結(jié)構(gòu)體系[1-5]的提出,是目前最為理想的一種解決方案。

設(shè)置可替換耗能構(gòu)件的結(jié)構(gòu)體系可將損傷集中于可替換耗能構(gòu)件上,使得主體結(jié)構(gòu)無損傷或低損傷。這一結(jié)構(gòu)體系與偏心支撐鋼框架的工作原理趨于一致;在地震作用下偏心支撐鋼框架可通過耗能梁段的塑性變形消耗地震能,保護(hù)主體框架的完整性,降低主體結(jié)構(gòu)的損傷;震后耗能梁段有著明顯的殘余變形,一般通過替換受損的耗能梁段即可,是一種經(jīng)濟(jì)、高效的抗震結(jié)構(gòu)體系[6-14]。但目前針對偏心支撐的研究仍以焊接為主,耗能梁段無法直接進(jìn)行替換,而且焊縫本身具有不可避免的缺陷,無法抵御強(qiáng)震,并且高層建筑高空施焊作業(yè)會增加現(xiàn)場裝配成本[15-16]。

因此本文設(shè)計了一種可替換耗能梁段的裝配式K型偏心支撐鋼框架,將半剛性連接與焊接混合應(yīng)用于偏心支撐鋼框架中,形成一種新型抗震結(jié)構(gòu)。這種結(jié)構(gòu)可將各個構(gòu)件在工廠加工完畢后,運(yùn)輸至現(xiàn)場通過高強(qiáng)螺栓進(jìn)行組裝,不僅可以避免現(xiàn)場焊接施工,保障施工質(zhì)量,還可節(jié)約大量的人力成本及施工時間,大幅降低工程造價。在地震作用后可直接替換受損構(gòu)件,節(jié)約修復(fù)成本、提升維修加固效率,符合我國建筑工業(yè)化和綠色建筑的重點(diǎn)發(fā)展規(guī)劃,具有重要的意義和研究前景。

本文對設(shè)計的裝配式K型偏心支撐鋼框架進(jìn)行擬靜力試驗(yàn),研究耗能梁段連接形式對裝配式偏心支撐鋼框架抗震性能的影響,并分析結(jié)構(gòu)的破壞現(xiàn)象及抗震性能指標(biāo),為裝配式偏心支撐鋼框架的設(shè)計應(yīng)用提供參考。

1 試驗(yàn)概況

1.1 試件設(shè)計

以8層K型偏心支撐鋼框架為原型結(jié)構(gòu),原結(jié)構(gòu)層高3.6 m,跨度6 m,框架位置處于8度抗震設(shè)防地區(qū),地震基本加速度0.3g,設(shè)計地震分組第一組,場地類別Ⅱ類。設(shè)計樓面恒荷載取5.0 kN/m2,活荷載取2.0 kN/m2,屋面恒載取6.0 kN/m2,上人屋面活荷載取2.0 kN/m2,雪荷載0.35 kN/m2,基本風(fēng)壓0.35 kN/m2。試件按1∶2 縮尺設(shè)計,即層高為1.8 m,跨度為3 m,各構(gòu)件按GB 50011—2010《建筑抗震設(shè)計規(guī)范》[17]和GB 50017—2017《鋼結(jié)構(gòu)設(shè)計標(biāo)準(zhǔn)》[18]設(shè)計。偏心支撐鋼框架的設(shè)計原則是為了使得耗能梁段率先屈服變形以達(dá)到耗能的目的,因此耗能梁段的鋼材選用較低屈服點(diǎn)的Q235B,框架梁、框架柱及斜撐均采用屈服點(diǎn)較高的Q345B,各構(gòu)件截面尺寸及材料見表1。

表1 構(gòu)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。圖1 試件模型Fig.1 Specimen models

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

1.2 材料參數(shù)

在進(jìn)行正式試驗(yàn)前,對各構(gòu)件材料進(jìn)行了單向拉伸試驗(yàn),測定鋼材的屈服強(qiáng)度、抗拉強(qiáng)度、彈性模量、伸長率等指標(biāo),試驗(yàn)結(jié)果如表2所列。

表2 鋼材力學(xué)性能參數(shù)Table 2 Mechanical properties of steels

1.3 量測內(nèi)容

為準(zhǔn)確分析各個構(gòu)件的受力特點(diǎn)、判斷框架的屈服荷載,分別在耗能梁、框架柱、框架梁、斜撐等關(guān)鍵位置粘貼應(yīng)變片和應(yīng)變花進(jìn)行實(shí)時監(jiān)測。為了測量框架的層間位移,在框架梁兩端布置了兩個水平方向的位移計,用于測量框架的側(cè)向位移;在耗能梁上部布置兩個位移計,用于測量耗能梁的豎向位移。試驗(yàn)的量測內(nèi)容如圖3所示。

圖中D1、D2、D3、D4為位移計,EL、EZ、EX、M、WL、WZ、WX、LS 分別表示布置在東側(cè)橫梁、東側(cè)柱、東側(cè)斜撐、耗能梁、西側(cè)橫梁、西側(cè)柱、西側(cè)斜撐、螺栓上的應(yīng)變片。圖3 應(yīng)變片和位移計布置Fig.3 Arrangements of strain gauges and displacement meters

1.4 試驗(yàn)裝置和加載制度

試驗(yàn)加載裝置如圖4所示。為了模擬現(xiàn)實(shí)中鋼框架柱腳的固定約束條件,由地錨螺栓將鋼框架固定在剛性地面上,同時為了模擬框架在實(shí)際應(yīng)用中承受的軸向荷載,在每個柱頂分別配備了一個200 t的液壓伺服作動器,由此向框架柱施加軸壓力;為避免由于框架柱和作動器的相連無法產(chǎn)生滑動,在柱頂支撐上分別放置了兩個滾動軸承。在水平方向,水平荷載由一個固定在反力墻上的100 t的液壓伺服作動器提供。為防止框架發(fā)生較大的平面外變形,設(shè)計了一套平面限位裝置。

圖4 試驗(yàn)加載裝置Fig.4 Test loading set-up

試驗(yàn)程序采用荷載-位移混合控制的加載制度[19],如圖5所示。試件屈服前采用荷載控制：首先,利用柱頂?shù)膬蓚€豎向作動器在柱端施加400 kN的軸向壓力,并在試驗(yàn)過程中保持不變,待軸壓穩(wěn)定后利用水平方向的作動器向鋼框架分級施加水平荷載,直至耗能梁段屈服;屈服后采用位移控制：取屈服荷載對應(yīng)的最大位移為屈服位移Δy,并以該位移的倍數(shù)為級差逐級加載,每級循環(huán)3次,直至構(gòu)件發(fā)生破壞、框架的層間位移達(dá)到1/50或承載力下降到試件極限承載力的85%以下,則結(jié)束試驗(yàn)。

圖5 加載制度Fig.5 Loading protocols

2 試驗(yàn)現(xiàn)象與試驗(yàn)結(jié)果

2.1 試驗(yàn)現(xiàn)象

兩框架EBF-1、KBF-1在低周往復(fù)荷載作用下的試驗(yàn)裝置如圖6所示。兩框架在加載過程中的試驗(yàn)現(xiàn)象如表3所述?？芍篍BF-1在11倍屈服位移時,耗能梁段端板彎曲變形嚴(yán)重,腹板焊縫處撕裂;KBF-1在8倍屈服位移時,耗能梁段翼緣及腹板整體變形嚴(yán)重,翼緣在外伸端板連接處斷裂,腹板被撕裂。在試驗(yàn)加載過程中,當(dāng)達(dá)到極限位移和極限荷載時,兩試件除耗能梁段的屈服變形外,其他主體構(gòu)件均保持著良好的整體性,連接節(jié)點(diǎn)處螺栓與端板之間連接緊密,未發(fā)現(xiàn)螺栓松動現(xiàn)象,表明此類連接形式的偏心支撐結(jié)構(gòu)在強(qiáng)震作用下可表現(xiàn)出良好的抗震性能,震后替換受損的耗能梁段即可繼續(xù)承載,實(shí)現(xiàn)快速恢復(fù)結(jié)構(gòu)使用功能的目的。

a—EBF-1;b—KBF-1。圖6 試驗(yàn)裝置Fig.6 Test set-up

表3 試驗(yàn)現(xiàn)象描述Table 3 Phenomena observed in the test

2.2 試驗(yàn)結(jié)果

表4為采集到的框架側(cè)移與荷載結(jié)果?？芍?耗能梁段采用平齊端板連接的EBF-1,其極限側(cè)移相較耗能梁段采用外伸端板連接的KBF-1提高了24.97%;但在承載力方面,采用外伸端板連接的KBF-1表現(xiàn)出更高的承載力,相較采用平齊端板連接的EBF-1提高了19.35%;耗能梁段的屈服荷載提高了22.33%,因此耗能梁段采用外伸端板連接可顯著提高框架的承載能力,但也會降低框架的變形能力。

表4 試驗(yàn)結(jié)果Table 4 Test results

3 試驗(yàn)結(jié)果與分析

3.1 滯回曲線

滯回曲線是結(jié)構(gòu)在往復(fù)荷載作用下的荷載-位移曲線,它反映了結(jié)構(gòu)在往復(fù)加載過程中的變形能力、剛度退化及耗能能力。圖7為試件的滯回曲線,對比分析發(fā)現(xiàn)：加載初期,框架均處于彈性工作范圍內(nèi),滯回環(huán)的面積很小;隨著加載級數(shù)的增加,框架的殘余變形逐步增大,兩個試件的滯回曲線皆有不同程度捏縮現(xiàn)象,其中平齊端板連接的EBF-1的捏縮現(xiàn)象最為明顯,KBF-1直至在加載后期才出現(xiàn)捏縮,捏縮現(xiàn)象主要是由于耗能梁段連接處高強(qiáng)螺栓的預(yù)緊力松弛導(dǎo)致螺栓滑移、連接端板間的錯動造成的;對比分析發(fā)現(xiàn)框架梁與耗能梁之間采用外伸端板連接的試件KBF-1,滯回曲線呈 “梭形”,曲線更加飽滿,耗能梁段與框架梁段間采用外伸端板連接可顯著提高鋼框架的承載能力及耗能能力,但其極限側(cè)移相較EBF-2要小。

圖7 滯回曲線Fig.7 Hysteretic curves

3.2 骨架曲線

骨架曲線是滯回曲線的外包絡(luò)線,反映了結(jié)構(gòu)在不同階段的受力與變形特性。圖8所示為兩試件的骨架曲線對比,分析可知：耗能梁段采用平齊端板連接的試件EBF-1,其骨架曲線無明顯下降段,且EBF-1的極限側(cè)移要優(yōu)于KBF-1,說明耗能梁段采用平齊端板連接的偏心支撐鋼框架在加載后期仍具有較強(qiáng)的承載力;耗能梁段采用外伸端板連接的試件KBF-1,其極限承載力要優(yōu)于耗能梁段采用平齊端板連接的EBF-1,但其極限側(cè)移較小,且其骨架曲線有明顯的下降段,說明在加載后期耗能梁段采用外伸端板連接的偏心支撐鋼框架其承載力較耗能梁段采用平齊端板連接的偏心支撐鋼框架要差。

圖8 骨架曲線Fig.8 Skeleton curves

3.3 剛度退化

剛度退化是指在位移幅值不變的條件下,結(jié)構(gòu)的剛度隨往復(fù)加載的次數(shù)增加而降低的特性,它反映了結(jié)構(gòu)的損傷程度。在彈性階段本文采用切線剛度來評價框架的剛度退化;框架進(jìn)入塑性狀態(tài)后,由于框架在循環(huán)加載過程中產(chǎn)生殘余變形,荷載與位移曲線開始呈現(xiàn)非線性的特征,因此在試件在進(jìn)入塑性狀態(tài)后,用割線剛度來評價框架的剛度退化。則框架的抗側(cè)剛度為：

(1)

式中：Kj為框架的抗側(cè)剛度;Fj為第j級加載位移(j=Δ/Δy)時,加載循環(huán)點(diǎn)的荷載峰值;Δj為第j級加載位移(j=Δ/Δy)時,加載循環(huán)點(diǎn)的位移峰值;正負(fù)號表示加載方向。將試件的屈服狀態(tài)下的抗側(cè)剛度定義為初始抗側(cè)剛度,EBF-1的初始抗側(cè)剛度為89.59 kN/mm,KBF-1的初始抗側(cè)剛度為112.16 kN/mm,可以看出,耗能梁段采用外伸端板連接可增加框架的初始抗側(cè)剛度,EBF-1的初始抗側(cè)剛度是KBF-1的79.88%。圖9反映了兩試件的剛度退化規(guī)律。可知：耗能梁段的連接方式對試件的剛度退化有一定的影響,耗能梁段采用外伸端板連接的KBF-1,雖然外伸端板為框架提供了較高的抗側(cè)剛度,但其剛度退化速率要大于耗能梁段采用平齊端板連接的EBF-1;極限狀態(tài)下,EBF-1的抗側(cè)剛度退化至初始抗側(cè)剛度的23.96%,KBF-1退化至初始抗側(cè)剛度的30.82%,說明在加載后期,耗能梁段采用外伸端板連接的試件仍然有較高的抗側(cè)剛度。

圖9 剛度退化Fig.9 Stiffness degradation

3.4 耗能能力

結(jié)構(gòu)的耗能能力是衡量抗震性能優(yōu)劣的重要指標(biāo),在往復(fù)荷載作用下通常是以滯回曲線所包圍的面積來衡量。一般來說,滯回曲線越飽滿,包圍的面積越大,則結(jié)構(gòu)的吸收和耗能的性能越好。本文以等效黏滯阻尼系數(shù)ξe和能量耗散系數(shù)E來評價兩框架的耗能能力,框架的耗能指標(biāo)見表5。荷載-位移曲線滯回環(huán)如圖10所示,等效黏滯阻尼系數(shù)ξe與能量耗散系數(shù)E的表達(dá)式為：

圖10 荷載-位移曲線滯回環(huán)Fig.10 Load-displacement hysteresis loops

表5 框架耗能指標(biāo)Table 5 Energy dissipation indexes of specimens

(2a)

E=ξe·2π

(2b)

依據(jù)表5中數(shù)據(jù)和ξe與加載位移關(guān)系的圖11對兩試件的耗能能力進(jìn)行分析。可知1)兩試件均表現(xiàn)出良好的耗能能力,且耗能梁段采用外伸端板連接的KBF-1的總耗能相較耗能梁段采用平齊端板連接的EBF-1提高了29.81%;2)對于試件KBF-1,等效黏滯阻尼系數(shù)ξe的變化范圍在0.022～0.275之間,當(dāng)Δ/Δy=1時,ξe取最小值;當(dāng)Δ/Δy=8時,ξe取最大值;對于試件EBF-1,等效黏滯阻尼系數(shù)ξe的范圍在0.042～0.188之間,加載后期ξe隨著加載位移的增加變化不大;3)試件KBE-1的等效黏滯阻尼系數(shù)ξe的最大值比EBF-1的提高了46.28%;4)對于能量耗散系數(shù)E,兩試件分別為1.164、1.728,即耗能梁段采用外伸端板連接的KBF-1的耗能性能要優(yōu)于耗能梁段采用平齊端板連接的EBF-1。

圖11 ξe 與加載位移 Δ/Δy 關(guān)系Fig.11 Relations between ξe and Δ/Δy

3.5 延性評價

延性是反映結(jié)構(gòu)構(gòu)件塑性變形能力的重要指標(biāo),也反映了結(jié)構(gòu)構(gòu)件抗震性能的好壞。本文對兩試件的延性采用位移延性系數(shù)μ和轉(zhuǎn)角延性系數(shù)μθ來評價。位移延性系數(shù)μ定義為框架的極限位移δu與屈服位移δy的比值;轉(zhuǎn)角延性系數(shù)μθ定義為框架柱端位移角θu與θy的比值。相應(yīng)表達(dá)式為：

μ=δu/δy

(3a)

μθ=θu/θy

(3b)

框架的屈服位移δy與屈服荷載Py采用“通用彎矩法”確定;框架柱端位移角θ可近似認(rèn)為θ=arctan(Δ/H),其中,H為框架柱的高度。為了進(jìn)一步分析耗能梁段連接形式對偏心支撐鋼框架的變形性能的影響,本文在分析位移延性系數(shù)與轉(zhuǎn)角延性系數(shù)的同時,又引入了耗能梁段的塑性轉(zhuǎn)角γP來分析兩框架的抗震性能,偏心支撐鋼框架耗能梁段的變形機(jī)理如圖12所示。耗能梁段轉(zhuǎn)角γ表達(dá)式為：

圖12 偏心支撐鋼框架變形Fig.12 Deformation of the eccentrically braced steel frame

(4)

式中：L為框架柱間距。

從表6中數(shù)據(jù)分析可知：兩框架均表現(xiàn)出良好的變形能力,耗能梁段采用外伸端板連接的KBF-1的位移延性系數(shù)及轉(zhuǎn)角延性系數(shù)在2.22～2.31之間;采用平齊端板連接的EBF-1的位移延性系數(shù)及轉(zhuǎn)角延性系數(shù)在2.34～2.38之間,EBF-1表現(xiàn)出更好的延性;在層間位移角方面,兩框架的層間位移角滿足GB 50011—2010[17]中對多高層鋼結(jié)構(gòu)的彈塑性層間位移角限值的規(guī)定;在耗能梁段的轉(zhuǎn)角方面,2個框架的耗能梁段塑性轉(zhuǎn)角都超過美國規(guī)范AISC 341-2016[21]中的限值0.08 rad,說明2個框架能梁段都具有較好的剪切變形能力,耗能梁段采用外伸端板連接可一定程度降低耗能梁段的轉(zhuǎn)動變形。依據(jù)上述分析,此類裝配式偏心支撐鋼框架具有較好的延性,能滿足結(jié)構(gòu)抗震的設(shè)計要求。

表6 試件的延性系數(shù)Table 6 Ductility coefficients of specimens

3.6 應(yīng)變分析

偏心支撐設(shè)計的原則就是通過耗能梁段的屈服變形來耗散地震能,從而確保其他主體構(gòu)件在地震作用時不屈服或屈服在后。為了驗(yàn)證這一目標(biāo),在試驗(yàn)開始前在框架的各個關(guān)鍵部位布置了大量的應(yīng)變片和應(yīng)變花通過應(yīng)變采集儀對主體框架的應(yīng)變進(jìn)行實(shí)時監(jiān)測。圖13選取了兩框架主體構(gòu)件中部分關(guān)鍵位置的應(yīng)變圖,通過觀察發(fā)現(xiàn)：隨著位移荷載的增加,兩框架的主體構(gòu)件絕大部分測點(diǎn)的應(yīng)變都在±1.6×10-3以內(nèi),表明框架的主體結(jié)構(gòu)并未在加載過程中受到較大損傷,僅有耗能梁段發(fā)生破壞,震后替換受損的耗能梁段仍可繼續(xù)承載,滿足建筑抗震設(shè)防的要求。

a—EBF-1框架;b—KBF-1框架。圖13 主體框架應(yīng)變Fig.13 Strains of the main members of two frames

4 結(jié)束語

本文設(shè)計一種適用于裝配式建筑的偏心支撐鋼框架,對框架中的耗能梁段采用不同連接形式的兩試件EBF-1與KBF-1進(jìn)行了擬靜力試驗(yàn),分析了兩試件的滯回性能、承載力、剛度退化、耗能能力、延性等抗震性能指標(biāo),并分析了主體構(gòu)件的應(yīng)變,得出以下結(jié)論：

1)此類裝配式偏心支撐鋼框架抗震性能良好,有較高的承載力,連接可靠且耗能能力優(yōu)越,裝配化程度高,可為裝配式偏心支撐結(jié)構(gòu)的應(yīng)用提供參考。

2)兩試件的破壞都是由耗能梁段導(dǎo)致的,EBF-1的破壞模式是耗能梁段翼緣屈曲變形、腹板焊縫撕裂;KBF-1的破壞模式是耗能梁段翼緣斷裂、腹板撕裂;兩試件的破壞模式均屬于典型的剪切破壞,但耗能梁段在加載過程中的轉(zhuǎn)動變形會對混凝土樓板造成較大破壞,后續(xù)研究應(yīng)針對樓板的損傷控制進(jìn)行研究,以便改善結(jié)構(gòu)的震后修復(fù)。

3)耗能梁段的連接形式是此類裝配式偏心支撐鋼框架的重要影響因素之一,耗能梁段采用外伸端板連接的KBF-1,其承載力相較耗能梁段采用平齊端板連接的EBF-1提高了19.35%,初始抗側(cè)剛度提高了25.19%,總耗能提高了29.81%;在延性方面,耗能梁段采用外伸端板連接的KBF-1相較耗能梁段采用平齊端板連接的EBF-1,延性降低了7.21%,耗能梁段的塑性轉(zhuǎn)角降低了25.19%。

4)兩框架主體構(gòu)件間均采用高強(qiáng)螺栓連接,且兩框架的其余主體構(gòu)件由于耗能梁段的屈服耗能均未出現(xiàn)明顯變形,震后通過替換受損的耗能梁段即可繼續(xù)承載,降低了震后修復(fù)難度及造價,提高了施工效率。