装配式K型偏心支撑钢框架抗震性能与震后替换

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.洛阳理工学院 河南省新型土木工程结构国际联合实验室，河南 洛阳 471023； 3.武汉理工大学 理学院，武汉 430070)

根据目前建筑工业化发展的趋势，装配式钢结构建筑将成为未来钢结构领域的重点发展方向，相应的装配式钢结构建筑的抗震问题也更加突出。在钢结构设计中，为了使建筑物在地震作用下保持原有的工作状态，就必须使其具有足够的刚度、塑性变形能力和耗能能力。偏心支撑钢框架由于支撑的作用能显著增加框架的抗侧刚度，减小层间侧移，地震作用时利用耗能梁段的塑性变形来耗散地震能，限制支撑屈曲而发生的整体失稳，是一种良好的抗震结构体系[1-4]。

自从偏心支撑的概念被提出以来，国内外针对偏心支撑钢框架进行了大量研究：Roeder等[5]对偏心支撑钢框架进行了拟静力试验，研究发现：偏心支撑钢框架既有中心支撑框架的强度和刚度，又有纯框架的耗能能力和延性，且剪切屈服型耗能梁段的耗能性能优于弯曲屈服型；Hjelmstad等[6]对15根全尺寸耗能梁段进行了拟静力试验，研究发现：设置腹板加劲肋能够有效控制耗能梁段腹板的屈曲，改善耗能梁段的耗能性能。田小红等[7-8]对高强钢组合偏心支撑钢框架进行了试验研究，发现提高耗能梁段钢材等级可以提高结构的抗震性能。时强等[9-10]对平齐端板连接的偏心支撑钢框架进行了试验研究，发现耗能梁段长度和轴压是影响偏心支撑钢框架抗震性能的重要因素。

本文设计了5个K型装配式偏心支撑钢框架，通过拟静力试验的方式分别从耗能梁段连接构造、震后修复替换耗能梁段两个方面，研究偏心支撑钢框架的滞回性能、延性、承载能力和耗能能力等抗震性能，及耗能梁段震后替换的可行性，为工程应用提供参考。

1 试验概况

1.1 试件设计

试件以某8层装配式偏心支撑钢框架为原型结构，选取底层中的一榀框架作为研究对象。试验模型按1∶2缩尺设计，即层高1.8 m，柱距3 m，框架采用强梁、强柱、强支撑、弱耗能梁的设计原则，以保证耗能梁优先屈服破坏，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Q345B。框架斜撑采用断开式设计，上部分斜撑与框架横梁焊接，下部分斜撑与框架柱采用高强螺栓连接，斜撑间用连接板连接，厚度为6 mm；耗能梁段采用可替换设计，长度400 mm，属于剪切屈服型。框架各构件采用10.9级M20摩擦型高强螺栓连接，各构件截面尺寸按GB 50011—2010《建筑抗震设计规范》[11]和GB 50017—2017《钢结构设计标准》[12]设计，截面尺寸及材性试验结果见表1和表2所示。

表1 截面尺寸和材料

试验采用平面框架，共两种类型，5个试件：为研究耗能梁段连接构造对偏心支撑钢框架的影响，设计了两个耗能梁与框架横梁间采用平齐式端板连接的PEBF(eccentrically braced steel frame with flush end-plate connection)，耗能梁段连接端板厚度分别为16 mm(PEBF-1)和20 mm(PEBF-2)；在试验过程中发现PEBF框架的耗能梁段在往复加载过程中会发生较大的转动变形，这将对混凝土楼板造成较大破坏，增加震后修复难度和修复成本，为增加耗能梁段的转动刚度，降低这种不利影响，在PEBF框架的基础上将耗能梁与框架横梁间的连接端板设计成外伸式，端板厚度仍为16 mm，试件编号为WEBF-1；为研究这两种类型的偏心支撑钢框架震后替换耗能梁段的可行性，在PEBF-1与WEBF-1的基础上，仅替换受损的耗能梁段继续进行拟静力试验，编号分别为PEBF-3，WEBF-2。各框架加劲肋与连接端板材料均为Q235B。各试件详细信息见表3。框架模型图及连接尺寸图见图1和图2。

表2 钢材力学性能参数表

表3 试件信息表

(a) PEBF模型图

(b) WEBF模型图

(a) PEBF框架连接尺寸图

(b) PEBF耗能梁连接详图

(c) WEBF框架连接尺寸图

(d) WEBF耗能梁连接详图

1.2 量测方案

为分析框架在水平荷载作用下的整体变形，在框架柱两端分别布置了一个水平位移计；在耗能梁上部布置两个垂直位移计用来测量其转动变形，并对试件表面进行喷漆处理，便于考察各个构件局部的变形。为准确监测框架各个部位的应变发展情况，在耗能梁、框架横梁、框架柱、斜撑等位置布置了大量应变片。由于耗能梁段是观测的核心位置，所以着重加密耗能梁段范围内的应变片数量。应变片和位移计布置图见图3。

图3 测量装置

1.3 试验装置与加载制度

将试件用地锚螺栓固定在刚性地面上，并在每个柱顶布置了一个200 t的液压伺服作动器用来施加竖向荷载，水平荷载由布置在框架右侧的1 000 kN的作动器提供；为防止框架发生较大的平面外失稳，在框架横梁处设置了一套侧向限位装置，试验装置如图4所示。

1.刚性基础和反力墙；2.反力框架；3.2×2 000 kN作动器；4.1 000 kN作动器；5.柱顶支撑；6.加载端；7.测试试件；8.柱顶滚轴；9.反力架；10.侧向限位装置。

试验采用荷载-位移混合加载制度[13]，在荷载控制阶段，先由布置在柱顶的作动器施加竖向荷载，每个柱顶均为400 kN，待框架整体应变稳定以后开始施加水平荷载，并规定以推为正，分级加载；实时监测框架各构件的应变发展情况，当耗能梁段的应变值达到材性试验的屈服应变后，切换为位移控制加载，将此时的水平荷载定义为耗能梁段屈服荷载Fy，对应的框架侧移定义为加载控制位移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%以下时，试验结束。加载制度如图5所示。

图5 加载程序图

2 试验现象与结果分析

2.1 试验现象

试件PEBF-1在往复荷载过程中试验现象如表4所示。PEBF-2和PEBF-3的试验现象与表PEBF-1相似，不再赘述。

表4 PEBF-1试验现象表

试件PEBF-1的试验现象如图6(a)所示，加载至11Δy时，耗能梁腹板与端板连接处焊缝撕裂；PEBF-2的试验现象如图6(b)所示，加载至10Δy时耗能梁腹板出现严重鼓曲破坏，翼缘和腹板均产生明显变形；替换耗能梁段后的框架PEBF-3在加载过程中并未出现破坏现象，但其承载力在9Δy时下降至极限承载力的85%以下，结束加载，试验现象如图6(c)所示。

(a) PEBF-1试验现象图

WEBF-1在往复荷载作用下的试验现象如表5所述，WEBF-2在加载过程中的现象与WEBF-1相似，不再赘述。

表5 WEBF-1试验现象表

WEBF-1的试验现象如图7(a)所示，在8Δy时，耗能梁腹板鼓曲破坏，翼缘严重屈曲变形，且左侧端板与腹板连接处出现裂缝；WEBF-2的试验现象如图7(b)所示，加载至7Δy时，耗能梁段左下侧端板外伸部分断裂，耗能梁腹板鼓曲破坏，翼缘屈曲变形严重。

2.2 试验结果

2.2.1 失效模式

通过对试验现象和应变片采集到的数据分析可发现，在水平荷载作用下，耗能梁段率先进入塑性状态，并在随后的加载过程中始终保持高应力状态；试件在整个加载过程中仅有耗能梁段出现明显塑性变形，其余非耗能构件绝大部分始终保持着弹性状态，PEBF框架仅有柱脚EZ3，WZ3与斜撑EX6，WX6在加载后期达到屈服，WEBF(eccentrically braced steel frame with extended end-plate connection)框架仅有横梁端部EL3和斜撑WX6，EX6达到屈服状态，但两框架屈服部位均未观察到明显的塑性变形，表明这两种框架在整个受力过程中能通过耗能梁段的塑性变形进行耗能，耗能梁段作为第一道抗震防线可以保证主体构件的完整性，震后替换耗能梁段仍能保持较好的抗震性能。

(a) WEBF-1试验现象图

2.2.2 框架承载力与侧移

各试件的试验结果如表6所示，根据试验结果可知，5个试件均表现出较高的承载能力。耗能梁段的连接构造对偏心支撑钢框架的承载能力与侧移有较大影响，当耗能梁段连接端板的厚度从16 mm增加至20 mm时，PEBF-2相较PEBF-1的极限荷载提高了3.38%、极限侧移提高了28.54%、耗能梁段屈服荷载提高了42.94%，说明适当提高耗能梁段连接端板的厚度可提高框架的承载能力和变形能力。对比分析PEBF-1与WEBF-1可发现，WEBF-1相较PEBF-1的极限荷载提高了19.40%,耗能梁段的屈服荷载提高了22.30%，但WEBF-1的极限侧移降低了19.98%，说明耗能梁段采用外伸式端板可显著提高框架的承载能力，但却降低了框架的变形能力。

表6 试验结果

对PEBF-1框架与WEBF-1框架替换耗能梁段前后的试验结果对比分析可发现，两框架替换耗能梁段后的承载能力与变形能力与原框架相比并无显著下降，说明这本文设计的装配式偏心支撑钢框架在震后替换受损的耗能梁段，仍能保持较高的承载能力与变形能力，替换性能良好。

2.2.3 耗能梁转动承载力与剪切承载力

由于施加在框架的水平荷载会在耗能梁端部作用有方向相反的剪切荷载，在这种荷载作用下,使得耗能梁两端的弯矩方向相同, 耗能梁段与框架横梁间会有明显的转动变形，变形机理如图8所示,耗能梁段的塑性转角可根据耗能梁段的转角与框架侧移的关系按式(1)计算

(1)

式中:γ为耗能梁段转角;L为框架柱距;e为耗能梁段长度;h为框架的高度;θ为框架柱端位移角，框架柱端位移角可近似认为θ=Δ/h。耗能梁段的承受的剪力与水平作动器之间的关系[14]按式(2)计算

(2)

图8 偏心支撑钢框架变形图

根据GB 50011—2010《建筑抗震设计规范》耗能梁段剪切承载力VP设计值为

VP=0.58Fy(d-2tf)·tw

(3)

式中：tf和tw分别为耗能梁段翼缘厚度和腹板厚度；Fy为耗能梁段钢材的屈服强度；d为耗能梁截面高度；通过计算可得耗能梁段的剪切承载力设计值为218.79 kN。

对表6中的数据分析可发现，所有试件的耗能梁段塑性转角均超过了AISC 341-2016[15]中对剪切屈服型耗能梁段的转角限值，表明这两种类型的框架的耗能梁具有良好的塑性转动能力，当耗能梁段连接端板设计成外伸式时，可显著降低耗能梁段的转动变形。在耗能梁段的剪切承载力方面，所有试件的剪切承载力均超过设计值218.79 kN，5个试件的超强系数分别为：1.78，1.84，1.76，2.12，2.12，均高于AISC 341-2016中给出的1.50的限值；随着耗能梁段连接端板厚度的增加，耗能梁段的剪切承载力相应增加，PEBF-2相较PEBF-1，耗能梁段的剪切屈服荷载Vy提高了42.95%，极限剪切承载力Vu提高了3.34%。耗能梁段的端板连接形式也是影响剪切承载力的重要因素，采用外伸端板连接的WEBF-1的耗能梁极限剪切承载力Vu比采用平齐端板连接的PEBF-1提高了 19.39%，且耗能梁段的塑性转角降低了19.97%。替换受损的耗能梁段后，两框架的耗能梁段的极限剪切承载力相与替换前相当，并无显著降低。在层间位移角方面，5个试件的层间位移角均满足我国现行GB 50011—2010《建筑抗震设计规范》中对多高层钢结构的弹塑性层间位移角限值的规定。

3 抗震性能分析

3.1 滞回性能

图9为耗能梁段连接构造的滞回曲线对比图，从图9可以看出耗能梁段采用平齐端板连接的PEBF-1与PEBF-2两试件的滞回曲线均有不同程度的“捏缩”现象，而耗能梁段采用外伸端板连接的WEBF-1的滞回曲线呈 “梭形”，相较PEBF-1与PEBF-2，曲线更加饱满、稳定，且无捏缩现象，但其极限侧移较小。PEBF框架的滞回曲线出现捏缩的主要原因是由于作用在耗能梁段两端的剪切荷载在耗能梁段两端形成方向相同的弯矩，使得耗能梁段发生转动变形，这种转动变形主要依靠螺栓来约束，在受力过程连接端板会出现明显的弯曲变形导致连接处螺栓产生滑移，导致滞回曲线捏缩；而耗能梁段采用外伸端板连接的WEBF框架，框架横梁处的外伸端板和螺栓能同时限制这种转动变形，也能在一定程度上限制了螺栓的滑移，显著增加耗能梁段的转动刚度；平齐端板厚度对偏心支撑钢框架的滞回性能也有着较大影响，PEBF-2相较PEBF-1，滞回曲线包裹的面积更大，承载力与侧移也均由所提高，说明适当增加连接端板的厚度能改善耗能梁段端板连接处的受力状态，避免由于连接处的过早破坏导致结构的耗能不足。

(a) 不同端板厚度试件滞回曲线对比图

(b) 不同连接构造试件滞回曲线对比图

图10为耗能梁段采用不同端板形式的两试件替换耗能梁段后的滞回曲线对比图。从图10可以看出两种类型的框架在替换耗能梁段后，滞回曲线的形态与替换前基本一致，承载力与极限侧移也并无显著下降，表明这两种偏心支撑钢框架在震后仅替换受损的耗能梁段即可继续承载。PEBF框架在替换耗能梁段后，其承载力与极限侧移相较原试件有所下降，而WEBF框架在替换耗能梁段后，曲线走势以替换前基本重合，其承载力和侧移与替换前相当，表现出更好的可替换性。

3.2 骨架曲线

图11(a)为耗能梁段采用不同连接构造的骨架曲线对比图，分析可知：耗能梁段采用平齐端板连接的试件PEBF-1与PEBF-2的骨架曲线无明显下降段，说明两试件在加载后期仍具有较高承载力；仅增加耗能梁段连接端板的厚度，对框架承载力影响较小，对极限侧移影响较大；耗能梁段采用外伸端板连接的试件WEBF-1，其承载能力优于PEBF-1，但其极限侧移较小，且骨架曲线有明显下降段，说明在加载后期其承载力较耗能梁段采用平齐端板连接的试件差。

(a) PEBF试件替换前后对比图

图11(b)为耗能梁段采用不同端板形式的两框架替换耗能梁段前后的骨架曲线对比图，分析可知：WEBF框架在替换耗能梁段前后的骨架曲线走势与替换前基本重合，且极限承载力与侧移也与原试件相当；而PEBF框架在替换后承载力与侧移略有下降，但仍表现出较高承载能力与侧移，说明两种类型的框架在替换试验前的加载对主体框架并无损伤，替换耗能梁段后仍能保持较高的承载力与侧移，也说明本文设计的两种偏心支撑钢框架能将损伤和破坏集中在可替换构件上，从而保护主体结构，实现震后快速恢复结构的功能的目标。

(a) 不同连接构造框架骨架曲线对比图

3.3 刚度退化曲线

对循环加载试验的试件进行刚度退化分析时，常用割线刚度来代替切线刚度；计算公式如下

(4)

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，加载循环点的侧移峰值；正负号表示加载方向。图12(a)为耗能梁段采用不同构造的3个试件的刚度退化曲线对比图，分析可知：PEBF-1与PEBF-2的初始刚度分别为89.52 kN/mm，88.04 kN/mm，说明仅增加耗能梁段连接端板厚度对偏心支撑钢框架的初始刚度并无显著影响；端板连接形式对框架的初始刚度有较大影响，WEBF-1的初始刚度为112.16 kN/mm，相较PEBF-1提高了25.29%，说明耗能梁段采用外伸端板连接可显著增加框架的初始刚度；在刚度退化方面，PEBF框架的刚度退化曲线较为平缓，WEBF框架的刚度退化曲线略陡，但均未出现刚度突变的情况；对比曲线可发现：耗能梁段连接端板的厚度对刚度退化的影响较小，在加载初期PEBF-2的刚度退化较为明显，但在随后加载过程中两者的刚度退化速度相似；WEBF-1在加载初期刚度退化最为明显，虽然在随后的加载过程中刚度退化速率有所下降，但仍要高于PEBF-1与PEBF-2，说明端板连接形式对试件的刚度退化速率有着较大影响，耗能梁段采用外伸式端板虽然可显著提高框架的初始刚度，提升框架的承载能力，但会导致框架的刚度退化速率增大，降低框架的变形能力。在极限状态下，耗能梁段破坏退出工作，框架的刚度仅由主体框架提供，PEBF-1的刚度退化至初始刚度的23.96%，PEBF-2的刚度退化至初始刚度的21.39%， WEBF-1的刚度退化至初始刚度的27.48%，耗能梁段采用不同构造的3个试件在加载后期均保留有较高的残余刚度，说明主体框架并未在加载过程中受到较大损伤，可将耗能梁段替换后继续承载。

图12(b)为采用不同端板形式的两框架替换耗能梁段前后的刚度退化曲线对比图，分析发现：替换耗能梁段后的两试件初始刚度均有所下降，PEBF-3的初始刚度降低至PEBF-1的82.31%，WEBF-2的初始刚度下降至WEBF-1的94.53%，其原因是主要是由于耗能梁段的螺栓孔在替换前的加载过程中产生一定的塑性变形，而这种塑性变形会在替换试验中加剧孔内螺栓的滑移，导致替换后的框架初始刚度降低；随着加载位移的增加，可发现替换后的两试件的刚度退化速率与原试件相似，替换前后的两试件在同一荷载等级下的刚度差别不大，说明两框架的主体构件并未在替换前的加载过程中受到较大损伤，修复替换耗能梁段后仍能保持较高的抗侧刚度，而替换耗能梁段也仅会降低框架的弹性刚度；且在极限状态下两试件仍能保留有较高的抗侧刚度，说明对于本文设计的两种偏心支撑钢框架在震后修复替换耗能梁段是可行的。

(a) 不同连接构造框架刚度退化曲线对比图

3.4 延性评价

延性是反映结构构件塑性变形能力的重要指标，也反应了结构构件抗震性能的好坏。本文对5个试件的延性采用位移延性系数μ来评价。位移延性系数μ定义为框架的极限侧移δu与屈服侧移δy的比值。

μ=δu/δy

(5)

框架的屈服侧移δy采用“通用弯矩法”确定，如图13所示。

图13 通用弯矩法

根据式(5)算出的各试件的延性系数如表7所示，由表7中的数据分析可知：耗能梁段连接构造对偏心支撑钢框架的延性有较大影响，当耗能梁段连接端板的厚度从16 mm增加至20 mm时，框架的延性系数随之增大，PEBF-2相较PEBF-1延性系数增大了20.17%；耗能梁段采用平齐式端板连接的试件延性优于采用外伸式端板连接的试件，PEBF-1相较WEBF-1延性系数提高了7.2%，耗能梁段采用外伸式端板连接虽然能显著提高框架的承载能力，但会导致框架的变形能力降低；震后替换受损的耗能梁段后，PEBF-3与WEBF-2仍然保留有较好的延性，但PEBF-3相较原试件下降了18.5%，WEBF-2相较原试件仅降低了3.6%，替换耗能梁段后，WEBF-2表现出更好的延性。

3.5 耗能分析

耗能能力可以反映试件在地震作用下吸收能量的大小，是结构抗震性能的重要参数。等效黏滞阻尼系数he能够更加合理地评定其在循环往复荷载作用下框架吸收能量和消耗能量的能力。

表7 延性系数

表8为各试件的等效黏滞阻尼系数，分析可发现耗能梁段的连接构造对偏心支撑钢框架的耗能能力有较大影响；各试件在加载初期，滞回环饱满稳定均能表现出较好的耗能特性，但持续加载到4Δy～5Δy时，由于耗能梁段端部剪力使得PEBF框架的耗能梁段与框架横梁之间产生明显转动变形，而这种变形趋势对于PEBF框架主要依靠连接处的螺栓来约束，则会导致耗能梁段的连接端板产生明显弯曲变形，并且在加载后期，耗能梁段端板连接处的螺栓会在这种转动变形作用下出现滑移，导致耗能能力表现不足；增加耗能梁段连接端板的厚度能在一定程度上加强节点强度、避免端板过早的弯曲变形导致螺栓的滑移，因此PEBF-2的等效黏滞阻尼系数相较PEBF-1提高了27.57%；WEBF框架耗能梁段采用的外伸式端板能显著提高耗能梁段的转动刚度，有效限制螺栓的滑移，因此WEBF-1的等效黏滞阻尼系数相较PEBF-1与PEBF-2提高了48.65%和16.53%，WEBF-1表现出更好的耗能能力。

表8 等效黏滞阻尼系数表

两框架在替换受损的耗能梁段后，其等效黏滞阻尼系数与原试件相当，说明这两种偏心支撑钢框架可以将损伤和破坏集中在耗能梁段从而保证框架主体结构的完整性，替换受损的耗能梁段也不会影响框架的耗能能力，满足建筑抗震设防要求。

4 结 论

本文对两种装配式偏心支撑钢框架进行了拟静力试验，结合试验结果对框架的失效模式、承载力、滞回性能、刚度退化、延性、耗能等抗震指标以及耗能梁段替换的可行性进行分析，得出以下结论：

(1) 两种装配式K型偏心支撑钢框架的抗震性能良好，有较高的承载力，节点连接可靠且耗能能力较好；框架失效模式均为耗能梁段的塑性变形，其余主体构件并未观察到任何明显屈曲和变形，震后可直接修复替换受损的耗能梁段，成本低且效率高，满足装配式建筑的抗震设防要求。

(2) 耗能梁段的连接端板的厚度对偏心支撑钢框架的抗震性能有较大影响，当耗能梁段连接端板的厚度从16 mm增加至20 mm时，框架的承载能力、滞回性能、延性系数、耗能能力和耗能梁段的转动能力均呈上升趋势。

(3) 耗能梁段的连接端板形式对框架的抗震性能也有较大影响，当耗能梁段的连接端板采用外伸式端板时，框架的承载能力、滞回性能、耗能能力相较采用平齐式端板均有较大提高，但耗能梁段的转动变形能力以及框架延性系数却有所降低。

(4) 对耗能梁段采用不同端板形式的框架，其破坏部位均发生在耗能梁段，替换受损的耗能梁段后，两框架仍能保持着良好的抗震性能，但WEBF框架在替换耗能梁段后，框架的承载能力、延性系数、初始刚度、耗能能力和转动能力与原框架相当，表现出更好的可替换性。