叶重阳，王新武，时强，孙海粟 

摘要： 为研究装配式偏心支撑钢框架在地震作用下的抗震性能与破坏机理，对两种1层单跨的剪切屈服型装配式偏心支撑钢框架进行了拟静力试验，分别从两种框架的斜撑构造以及可替换能力两方面研究装配式偏心支撑的抗震性能，观察钢框架在低周往复荷载作用下的破坏特征，结合试验结果深入分析此类结构的抗震性能指标。试验结果表明：斜撑构造对装配式偏心支撑钢框架的抗震性能有较大影响，斜撑与框架横梁间采用螺栓连接的钢框架REBF在承载能力、耗能能力、耗能梁段的转动能力等方面均优于上半部分斜撑与框架横梁间采用焊接连接的钢框架KEBF；但在可替换能力方面，KEBF框架替换耗能梁段后各项抗震指标与原框架相当，而REBF框架在替换耗能梁段后，其滞回性能、延性系数、耗能能力等较原框架均有明显下降，表明KEBF框架的替换性能更好。

关键词： 装配式偏心支撑；抗震性能；破坏机理；拟静力试验；可替换性

Abstract： To examine the seismic performance and failure mechanism of a prefabricated eccentrically braced steel frame under pseudo-static loads， two one-story， one-span prefabricated eccentrically braced steel frames are built. The seismic performance of prefabricated eccentric braces is examined from the angles of the diagonal bracing construction and the replaceability of the two frames. On the basis of the test findings， the failure mechanism of the steel frame under low-cycle reversed loading is observed， and the seismic performance indices of this kind of structure are thoroughly evaluated. The test findings indicate that the diagonal brace construction has a stronger effect on the seismic performance than the prefabricated steel frame with eccentric braces. The steel frame REBF， which is fastened between the diagonal brace and the frame beam， has the bearing capacity， energy dissipation capacity， and rotation capacity of the energy dissipation beam section. It is superior to the KEBF steel frame in which the diagonal brace and frame beam are welded together. However， the KEBF frame substitutes the energy-dissipating beam section and has equal seismic indices to the original frame in terms of its capacity to be replaced. Compared to the original frame， the  hysteretic performance， ductility coefficient， and energy dissipation capacity of the REBF are dramatically diminished after the energy beam section. The KEBF frame is more replaceable.

Keywords： prefabricated eccentrically braced frame；seismic performance；failure mechanism；pseudo-static test；replaceability

地震是一种偶然性事件，一旦发生将对人类的生命和财产安全造成巨大危害，因此抗震一直是一个重要的研究课题。传统的抗震设计理念，强调的是“抗”，即避免建筑物在强震作用下倒塌造成人员伤亡和重大经济损失；但依据这一理念，即使建筑物在强震作用下不发生倒塌，其结构的破坏将会使建筑的正常功能无法得到快速恢复，甚至由于结构部分受损严重、修复成本过高，将原本的震后修复不得已改成了拆除重建。偏心支撑作为一种消能减震的结构体系，能够有效地减轻建筑物在地震作用下的损伤、震后快速恢复建筑物的功能而被广泛应用 ^[1-4] 。

传统的偏心支撑钢框架的设计，是将耗能梁段与框架横梁用焊接的方式设计成一个整体，但在地震作用下耗能梁段会发生屈服变形，这给震后的修复和替换都造成了巨大困难。国内外学者也对偏心支撑钢框架的抗震性能做了大量研究 ^[5-15] ，但针对具有可替换耗能梁段的偏心支撑钢框架的研究相对较少。为解决这一问题，本文提出了可替换耗能梁段的装配式偏心支撑钢框架，框架主体构件均可由工厂预制，构件间采用高强螺栓连接，减少现场焊接施工，也便于震后修复和替换。

本文设计了两种1层单跨的半刚性连接装配式偏心支撑钢框架。通过拟静力试验，分别从框架的斜撑构造以及可替换能力两方面研究其抗震性能，为偏心支撑钢框架的应用提供参考。

1　试验概况

1.1　试件设计

本文试件以1栋8层K形偏心支撑钢框架底层中的1榀框架作为研究对象，原结构层高为3.6m，柱距为6m，试件按1:2缩尺设计，即层高为1.8m，柱距为3m；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Q345钢材。框架各构件采用10.9级M20摩擦型高强螺栓连接，为便于后期混凝土楼板的浇筑，节点处采用16mm厚的平齐式端板连接；框架耗能梁段采用可替换设计，长度为400mm。根据AISC 341-16 ^[16] 中的规定，耗能梁段长度比ρ将耗能梁段分为剪切屈服型（ρ≤1.6）、弯剪屈服型（1.6<ρ<2.6）和弯曲屈服型（ρ≥2.6）。研究表明：剪切屈服型耗能梁段在延性及耗能能力等方面均优于弯剪屈服型耗能梁段及弯曲屈服型耗能梁段 ^[4] ，因此本文设计的是长度比ρ=1.08的剪切屈服型耗能梁段；各构件截面尺寸按《建筑抗震设计规范》（GB 50011—2010） ^[17] 和《钢结构设计标准》 （GB 50017—2017） ^[18] 设计，截面尺寸及材料如表1所示。

试验对象共有两种类型框架REBF和KEBF、4个试件，为研究斜撑构造对偏心支撑钢框架的影响，设计了一个斜撑与框架横梁之间采用高强螺栓连接的试件REBF-1，一个将斜撑分为上、下两部分的试件KEBF-1（上半部分斜撑与框架横梁采用焊接方式连接在一起，下半部分斜撑与框架柱采用高强螺栓连接），上、下两部分斜撑采用高强螺栓连接，连接板厚度为6mm。为研究震后替换对偏心支撑抗震性能的影响，在试件REBF-1与KEBF-1的基础上，分别替换耗能梁段继续进行拟静力试验，编号为REBF-2、KEBF-2。框架模型及连接尺寸分别如图1和图2所示。

图1　框架模型

Fig.1　Frame models

图2　框架连接尺寸（单位：mm）

Fig.2　Dimension of frame connection （Unit：mm）

1.2　材料参数

试验前对所用钢材进行了材性试验 ^[19] ，结果如表2所示。其中：t为厚度；f _y 为屈服强度；f _u 为极限强度；E为弹性模量；A为伸长率。

1.3　量测方案与加载制度

试验采用平面框架，在框架横梁两端布置了两个水平方向的位移计用于测量框架的侧移，在耗能梁两端布置了两个竖直方向的位移计用于测量耗能梁段的竖向变形；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；对框架连接处的高强螺栓铣孔粘贴应变片用于观测加载过程中螺栓应变发展情况。应变片与位移计布置如图3所示。

图3　应变片与位移计布置

Fig.3　Layout of strain gauges and displacement meters

试验采用荷载-位移混合加载制度 ^[20] 。试验开始时采用荷载控制分级加载，并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，将此时的水平荷载定义为屈服荷载，对应的框架侧移定义为加载控制位移Δ，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4所示。

图4　加载制度

Fig.4　Loading system

1.4　试验装置

试验加载装置如图5所示。框架由地锚螺栓固定在刚性地面上，为防止框架发生平面外位移，在框架横梁处设置了一套侧向限位装置。竖直方向由布置在柱顶的作动器向框架柱施加400kN的轴压，并在试验过程中保持不变。水平方向布置了一个100t的作动器向框架施加水平荷载。

图5　加载装置

Fig.5　Loading setup

2　试验现象与试验结果

2.1　试验现象

在试验过程中，4个试件的耗能梁段率先达到屈服应变，对应加载位移与荷载的详细数据如表3所示。框架在加载至4Δ~5Δ时，由于耗能梁端部存在方向相反的剪切荷载，在这种荷载作用下，使得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，但节点处的螺栓限制了耗能梁段的变形趋势，导致连接端板出现弯曲变形；随着加载位移的不断增加，耗能梁段的转动变形逐步增大，连接端板的弯曲变形也逐步增大，且耗能梁段腹板开始出现明显的鼓曲变形，翼缘出现屈曲变形，并在后续加载等级中趋于明显；当试件REBF-1加载至10Δ时，耗能梁段连接端板与翼缘变形严重，腹板出现裂缝并扩展撕裂。试件REBF-2与KBEF-1分别加载至达到13Δ和11Δ时，耗能梁翼缘屈曲变形严重，腹板与端板连接处的焊缝热影响区钢材撕裂。试件KBEF-2加载至9Δ时，耗能梁段端板连接处出现明显的弯曲变形，腹板鼓曲变形严重，但此时施加在框架的荷载下降到最大承载力的85%，试验结束。4个试件的耗能梁段均属于典型的剪切破坏，且4个试件在整个加载过程中仅有耗能梁段发生屈服变形，其余主体构件并未观察到明显变形，梁柱节点处、斜撑与框架柱连接处的螺栓连接紧密，并未发生明显松动现象。表明这两种偏心支撑钢框架在强震作用下可表现出较好的抗震性能。4个试件的破坏模式如图6所示。

图6　试件破坏模式

Fig.6　Failure modes of specimens

2.2　试验结果

4个试件的试验结果如表3所示，根据试验结果可知：两种类型的框架均有较高的承载能力；框架在替换耗能梁段后，框架仍能表现出较高的承载力与变形能力，同时也表现出良好的可替换性。对比分析试件REBF-1与KEBF-1发现，斜撑构造对偏心支撑钢框架的承载力有一定影响，试件REBF-1极限承载力与极限位移相比KEBF-1分别提高了6.5%和13.7%；对比分析替换耗能梁的试件REBF-2与KEBF-2可发现，震后仅替换耗能梁段的两框架仍具有较高的承载力，与替换前相比并无显著降低，表现出较好的可替换性；但在替换耗能梁段后，试件REBF-2的耗能梁段达到屈服的水平荷载相较RBEF-1降低了38.05%，加载控制位移降低了19.82%，框架极限位移降低了8.6%，但KEBF框架在替换耗能梁段后各项指标并无显著下降，说明KEBF框架的替换性能要优于REBF框架。

2.3　应变分析

图7反映了试件REBF-1与KEBF-1各主要测点的应变发展趋势。通过分析发现：在荷载控制阶段，各构件应变均低于屈服应变（1,600με）；在加载位移控制阶段，耗能梁段率先屈服，并在后续加载过程中始终保持高应力状态，耗能梁段应变发展情况分别如图7a）与图7b）所示。REBF框架的主体构件仅有梁端的WL3、EL3和斜撑端部的EX1在试验后期达到屈服状态；KEBF框架仅有柱脚的WZ3、EZ3和斜撑与柱脚连接处的WX4、EX4在加载后期达到屈服状态，两种框架的其余主体构件在整个加载过程中始终处于弹性状态，且达到屈服状态的部位未见任何塑性变形，主体构件的应变发展情况分别如图7c）和图7d）所示。以上结果表明：两种框架在整个受力过程中主要通过耗能梁段的塑性变形进行耗能，从而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。

图7　两种框架应变发展趋势

Fig. 7　Strain development trend of two kinds of frames

3　抗震性能分析

3.1　滞回性能

4个试件的滞回曲线如图8所示。观察发现：4个试件的滞回曲线皆成弓形，且都有不同程度的捏缩现象，主要是由于在加载过程中耗能梁段螺栓滑移导致；对比分析图8a）与图8b）发现，斜撑构造对装配式偏心支撑钢框架的滞回性能有一定影响，试件KEBF-1的滞回曲线更加饱满、稳定；对比分析图8a）与图8c）发现，试件REBF-2的捏缩现象更为严重，原因可能是斜撑与框架横梁连接处的螺栓孔在前一次的受力过程中发生塑性变形，变形的螺栓孔加剧了螺栓滑移；对比分析图8b）与图8d）发现，KEBF框架替换耗能梁段后的滞回曲线与替换之前的形态无明显变化，表明试件KEBF-1在替换耗能梁段后不会显著降低框架的滞回性能，替换性能良好；对比图8c）与图8d）可以发现，斜撑构造对替换后的偏心支撑钢框架的滞回性能有较大影响，试件REBF-2的滞回曲线捏缩现象更为明显，而试件KEBF-2的滞回曲线仍然保持替换前的形态，原因在于KEBF框架的上部分框架斜撑在框架横梁之间采用的是焊接，不会在往复荷载过程中由于斜撑处螺栓孔的塑性变形而产生滑移。

图8　滞回曲线

Fig.8　Hysteretic curves

3.2　骨架曲线

骨架曲线反映了结构在不同阶段的受力与变形特性。图9a）为采用不同斜撑构造的两种框架的骨架曲线对比，可以发现：试件REBF-1的极限位移和极限荷载均优于KBEF-1的极限位移和极限荷载，但在同级加载位移下，试件KEBF-1的承载力要优于REBF-1的承载力；图9b）为REBF框架替换耗能梁段前、后的骨架曲线对比，观察发现：替换后的框架承载力与极限位移相较替换前均有所降低，且在同级加载位移下，试件REBF-2的承载力基本都低于替换前的情况。图9c）为KEBF框架替换耗能梁段前、后的骨架曲线对比，观察发现：替换后的框架与替换前的框架在同级加载位移下承载力并无显著变化，且替换后框架的极限位移与极限承载力并无显著下降，表现出良好的替换性。

图9　骨架曲线

Fig.9　Skeleton curves

3.3　延性评价

延性是反映构件塑性变形能力的重要指标，也反映了构件抗震性能的好坏。本文对4个试件的延性采用位移延性系数μ和转角延性系数μ _θ 来评价。位移延性系数μ定义为框架的极限位移δ _u 与屈服位移δ _y 的比值；转角延性系数μ _θ 定义为框架柱端位移角θ _u 与θ _y 的比值，其表达式为：

框架的屈服位移δ _y 与屈服荷载P _y 采用“等效弹性刚度法”确定；框架柱端位移角可近似认为θ=arctan（Δ′/H）（Δ′为框架侧移，H为框架柱的高度）。为了进一步分析斜撑构造以及替换耗能梁段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γ来评价框架耗能梁段的变形性能。偏心支撑钢框架耗能梁段的变形机理如图10所示，其中：γ为耗能梁段转角；L为框架柱距；e为耗能梁段长度；H为偏心支撑钢框架的高度；θ框架柱端位移角。耗能梁段的转角γ的表达式为：

图10　耗能梁段转角机理

Fig.10　Rotation mechanism of energy dissipation beam section

从表4的数据分析可知，4个试件的延性系数范围都在2~4之间，变形性能良好，斜撑构造对框架的延性有一定影响，试件KEBF-1的延性要优于REBF-1；替换耗能梁段后试件REBF-2的延性系数比原试件降低了3.2%，KEBF-2的延性系数比原试件降低了18.5%，两种框架试件在替换耗能梁后仍然表现出良好的延性，替换耗能梁段后的试件KEBF-2的延性虽然有所下降，但仍要高于REBF-2的延性。

在层间位移角方面，替换前、后的4个试件的层间位移角均满足现行《建筑抗震设计规范》 （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，KEBF框架在替换前、后相对REBF框架替换前、后，始终保持着较小的层间侧移 。

在耗能梁转角方面，4个试件均超过了规范AISC 341-16 ^[16] 对偏心支撑耗能梁塑性转角不大于80mrad的规定，表现出良好的转动变形能力；试件REBF-1的塑性转角比KEBF-1提高了22.06%；替换耗能梁段后的试件KEBF-2的塑性转角比原试件降低了6.18%，REBF-2的塑性转角比原试件降低了9.62%，替换耗能梁段后两种框架仍然保持着良好的转动变形能力。

3.4　刚度退化

刚度退化是结构抗震性能的重要指标，它反映了结构的损伤程度。本文采用割线刚度来评价各试件的刚度退化，计算公式为：

式中：K _j 为抗侧刚度；F _j 为第j级加载位移（j=Δ _j /Δ）时，加载循环点的峰值荷载；Δ _j 为第j级加载位移时，加载循环点的峰值位移；正、负号表示加载方向。图10a）为不同斜撑构造的两种框架的刚度退化对比，可看出：斜撑构造对框架的初始刚度有显著影响，试件REBF-1的初始刚度为57.48kN·mm ^-1 ，KEBF-1的初始刚度为89.59kN·mm ^-1 ， KEBF-1的初始刚度较REBF-1提高了55.86%。虽然试件KEBF-1的斜撑构造为框架提供了较高的抗侧刚度，但其刚度退化速率要大于REBF-1。在极限状态下，试件REBF-1的刚度退化至初始刚度的34.85%，KEBF-1的刚度退化至初始刚度的23.96%，两种框架在耗能梁破坏后仍保留有较高的刚度，说明两种框架的主体构件并未在加载过程中受到严重损伤，修复替换耗能梁段仍能保持较高的抗侧刚度。图11b）和图11c）分别为REBF框架和KEBF框架替换耗能梁前、后的刚度退化对比，可以看出：试件REBF-2的初始刚度和刚度退化速率与原试件相当，KEBF-2的初始刚度较替换前有所下降，为原试件的82.77%，但替换后试件KEBF-2的刚度退化速率有所下降，在耗能梁段屈曲破坏后REBF-2的抗侧刚度较替换前有所降低，而KEBF-2在替换试验结束后的抗侧刚度与替换前相当。

图11　刚度退化

Fig.11　Rigidity degradation

3.5　耗能能力

本文以总耗能、等效黏滞阻尼系数ξ _e 和能量耗散系数E _e 来评价框架的耗能能力，框架的耗能指标如表5所示。

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4Δ~5Δ时，由于耗能梁段端部的剪力使得耗能梁段与框架横梁之间产生明显转动变形，耗能梁段的连接端板产生明显弯曲变形；且在加载后期，耗能梁段端板连接处螺栓出现滑移，导致耗能能力表现不足。对表5中框架耗能指标分析可知：斜撑构造对钢框架的耗能性能有显著影响，试件REBF-1的总耗能W _total 、等效黏滞阻尼系数ξ _e 以及能量耗散系数E _e 分别比KEBF-1提高了46.57%、9.73%、7.6%；替换耗能梁后两种框架仍然保留有较好的耗能能力，试件KEBF-2的耗能性能与原试件相当，但REBF-2的耗能能力相较原试件显著降低，其中总耗能降低了27.41%，等效黏滞阻尼系数ξ _e 降低了20%，能量耗散系数E _e 降低了20.31%。其原因主要在于替换试验中斜撑连接处螺栓孔椭圆化加剧了螺栓滑移，导致耗能能力显著下降；而KBEF框架上部分斜撑与框架梁横梁之间采用的是焊接，能有效避免这一现象，因此在替换后仍能与原框架保持相当的耗能能力。

4　结  论

本文对两种半刚性连接的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承载力、应变发展趋势、滞回性能、刚度退化、延性、耗能等抗震指标进行了分析，可以得出以下主要结论：

（1）两种半刚性连接的装配式偏心支撑钢框架的抗震性能良好，有较高的承载力，连接可靠且耗能能力较好；各部件可由工厂预制，耗能梁段作为第1道抗震防线，能保证主体构件在地震中保持整体性，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）斜撑构造对装配式偏心支撑钢框架的抗震性能有较大影响，试件REBF-1的承载力比KEBF-1提高了6.5%，极限位移提高了13.7%，耗能能力提高了46.57%，耗能梁段的塑性转角提高了22.06%；但试件KEBF-1的斜撑构造能显著提高框架的抗侧刚度与延性，KEBF-1的初始刚度相较REBF-1提高了55.86%，延性系数提高了32.74%。

（3）两种半刚性连接的装配式偏心支撑钢框架的破坏部位均发生在耗能梁段，替换耗能梁段后的两框架仍能保持良好的抗震性能，但试件KEBF-1的替换性要优于REBF-1，替换耗能梁段后的REBF-2的延性系数、转动能力、耗能能力相较原试件均有明显下降，试件KEBF-2的各项抗震指标与原试件相差不大，表现出更好的可替换性。

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[18]中华人民共和国住房和城乡建设部.钢结构设计标准:GB 50017—2017 [S].北京:中国建筑工业出版社,2017.Ministry of Housing and Urban-Rural Development of the People's Republic of China.Standard for Design of Steel Structures:GB 50017—2017[S].Beijing:China Architecture & Building Press,2010.(in Chinese)

[19]中华人民共和国国家质量监督检验检疫总局.金属材料 拉伸试验 第1部分:室温试验方法:GB/T 228.1—2010 [S].北京:中国标准出版社,2010.General Administration of Quality Supervision,Inspection and Quarantine of the People’s Republic of China.Metallic Materials—Tensile Testing—Part 1:Method of Test at Room Temperature:GB/T 228.1—2010[S].Beijing:China Standards Press,2010.(in Chinese)

[20]中华人民共和国住房和城乡建设部.建筑抗震试验规程:JGJ/T 101—2015[S].北京:中国建筑工业出版社,2015.Ministry of Housing and Urban-Rural Development of the People's Republic of China.Specification for Seismic Test of Buildings:JGJ/T 101—2015[S].Beijing:China Architecture & Building Press,2015.(in Chinese)