研究背景
北岭地震和神户地震之后,为了避免钢框架梁柱焊接节点在强震作用下发生断裂,研究人员已展开了大量的研究工作。然而,即使避免了焊缝处断裂的破坏模式,在梁端形成的塑性铰也使得震后修复十分困难以至不可能。目前,建筑结构抗震设计的重点正在转向结构功能的可恢复性和损伤构件的可更换性。途径之一是选择一些特定的构件或者元件起到 “保险丝” 的作用,这样不仅可以阻止损伤的扩展或避免脆性破坏,还可以方便震后更换。损伤集中的元件可以是连接板、角钢或者支撑等。这些元件旨在耗散能量和集中塑性变形,当损伤的元件被新的元件替换后,结构可以恢复到正常使用状态,从而降低不必要的高额修复成本和因结构无法正常使用而导致的经济损失。
近年来,作者对采用可更换耗能角钢(REDA)的梁构件连接构造进行了一系列研究。至今研究已进行了三个阶段:第一阶段为角钢对称布置的纯钢梁连接构造试验研究,第二阶段为仅在下翼缘布置角钢的组合梁连接构造试验研究,第三阶段为配置这种连接构造的钢框架振动台试验研究。本文首先简要回顾前两阶段的研究成果,随后重点介绍第三阶段的研究。
1 可更换耗能角钢连接构造
可更换耗能角钢的连接构造如图 1 所示。距离柱面 a 处,将钢梁断开,间隙宽度为 g 。两对相同截面的角钢分别在钢梁上翼缘、下翼缘处连接钢梁。角钢一旦损坏,可以立即更换。角钢的加工并不复杂,与钢板相比,也不容易屈曲。连接位置的弯矩由上、下翼缘处角钢形成的一对力偶传递,剪力通过 4根角钢传递。该连接构造传力机制的详细分析可以参见相关文献。
图 1 对称布置连接节点
角钢对称布置的方式如图 1 所示,地震作用下,角钢起到 “保险丝” 的作用。但在实际工程中,钢梁上方一般有混凝土楼板存在,这种情况下,可能很难更换上翼缘处的角钢。因此,需要设计出一种减轻上翼缘连接元件和混凝土楼板损伤的连接构造。基于这种考虑,笔者提出了一种非对称布置连接件的构造(图 2):下翼缘处由角钢连接,上翼缘处由连接板件连接。
a—立面; b—A—A 断面。
图 2 非对称布置连接构造
构造方案的这一改进,其出发点是使设防烈度地震乃至罕遇地震作用下,非弹性变形将集中于下翼缘处的角钢,修复工作只需更换下翼缘处的角钢。
非对称连接构造中,角钢应先于梁段、梁柱节点和上翼缘连接板件屈服。为实现这一目标,连接位置的抗弯承载力与梁的抗弯承载力的比值至关重要,这一比值与角钢中部螺栓间自由变形长度段角钢的截面积、角钢两肢的面积分配比、角钢两肢的宽厚比,以及间隙位置 a 、间隙宽度 g 和角钢自由变形长度等参数有关。
2 子结构试验
2.1 对称布置连接构造的滞回加载试验
本阶段试验的目的是研究这种连接构造的抗震性能。对 4 个 T 形梁柱子结构试件进行了滞回加载试验,如图 3 所示。所有试件均采用相同的柱、梁截面,名义截面尺寸分别为 H350 × 350 × 20 × 30 和H450 × 200 × 8 × 18。梁加载端离柱中心线的距离为 2700 mm。表 1 列出了相关的参数 a 、 g 和角钢尺寸,角钢自由变形长度为( g + 2 × 55)mm。表 1 中试件编号的最后一个字母 I、C 分别表示钢梁上没有混凝土楼板、有混凝土楼板。为了使角钢先于相邻梁段屈服,角钢采用 Q235 等级钢材,梁柱采用 Q345 等级钢材。
图 3 对称布置连接构造试验
表 1 试件编号及参数 mm
采用相同角钢截面的试件,其荷载-位移曲线如图 4 所示。试验表明: 1) 损伤集中在角钢上,试件的极限承载力由角钢屈服承载力 F Ay 决定,而不是由梁截面边缘屈服承载力 F By 或其塑性承载力 F Wy 决定。2) 选取适当的角钢有效变形长度(即角钢中部两螺栓的距离),连接处可以发展所需的变形能力,避免角钢过早屈曲或断裂。角钢自由变形长度越长,连接处的转动能力也越强。H500-100I、H500-20I 的转动能力分别为 1/27,1/33 rad。虽然H500-100I 转动能力大于 H500-20I 的转动能力,但 H500-100I 的承载能力却比 H500-20I 的承载能力低,因为过长的自由变形长度会导致角钢提早发生弹塑性屈曲,降低承载能力。3) 滞回圈呈梭形,表明连接处耗能稳定。4) 可以避免螺栓滑移。5)混凝土楼板使上翼缘角钢更换工作十分困难。此外,对称布置方式对上翼缘连接件产生了较大的纵向变形需求,因而混凝土楼板开裂很显著。
a—试件 H500-20I; b—试件 H500-100I; c—试件 H500-20C。
图 4 第一阶段试验荷载-位移曲线
2.2 非对称布置连接构造的滞回加载试验
本研究的第二阶段在前一阶段的基础上改进了这种构造。首先,不再采用上、下翼缘角钢对称布置的方式,而是尝试了其他几种不同的布置方式。其中一种布置方式如图 2 所示:采用连接板件代替上翼缘处的角钢。间隙上方混凝土楼板贯通,在混凝土楼板的有效宽度范围内加强上层配筋。通过这种优化,间隙截面的中性轴移向上翼缘,从而降低了对上翼缘处连接板件的变形需求,可避免连接件的损坏,减轻对混凝土楼板的损坏。其次,削弱角钢自由变形长度段的截面使其得以优先并充分发挥塑性,且在其变形能力充分发展前不会发生沿螺栓孔的净截面断裂。图 5 详细描述了这种角钢的构造。另外一种构造是加强角钢的两端,其作用与削弱角钢中间自由变形长度段的截面是相似的。
图 5 缩减截面角钢
对改进后的连接构造进行了试验研究,重点聚焦于角钢更换的可操作性和对上翼缘连接板件、混凝土的低损伤控制。共有三个试件,构件的几何尺寸、截面尺寸、各部分的钢材等级均与第一阶段试验相同。但是,角钢自由变形长度比第一阶段中角钢的自由变形长度长。表 2 列出了角钢的相关信息。
表 2 试件编号及参数 mm
每个试件加载两次,第一次加载至某一层间位移角,角钢发展塑性变形, 试件编号后缀为 “-1” 。随后更换角钢,按照之前的加载制度重新加载直至试件最终破坏,此次加载试件编号后缀为 “-2” 。
由该阶段试验研究得出以下结论: 1) 损伤从下翼缘角钢开始开展。2) 比较图 6a 和图 6b 中角钢更换前后的试验曲线可以发现,更换角钢后,试件 P1 和 P2 能达到初始的刚度和承载力。在这两个试件中,更换角钢前的最大变形为 0.015 rad。然而,当试件 P3 经历更大的变形(如 0.02 rad)之后,损伤扩展至钢梁和混凝土楼板,这种情况下更换损伤的角钢后,结构性能无法得到完全恢复。3) 两种改进的角钢构造(缩减截面角钢和端部加强角钢)均表现出良好的性能,但缩减截面角钢性能更优。4) 更换角钢之前,连接处上方楼板表面仅出现微小裂纹。更换角钢之后,试件 P1 楼板表面横向裂纹的宽度为 0.06 ~ 0.08 mm,表明混凝土楼板可以不经任何修复而继续使用。图中也给出了基于梁的弹性刚度和角钢塑性承载力的力-变形关系预测结果。
a—P1; b—P2; c—P3。
图 6 第二阶段试件荷载-位移曲线
3 配置可更换耗能角钢连接构造的钢框架试验
3.1 钢框架模型
前两个阶段的研究已经表明,可更换耗能角钢可以发挥出 “保险丝” 的功能,并在损坏后可以更换。然而,在实际结构中,角钢的可更换操作性能在一定程度上依赖于框架结构震后损伤的低残余变形特征。因此,第三阶段采用振动台试验研究配置可更换耗能角钢的钢框架结构体系的性能,尤其是角钢的可更换操作性。
如图 7 所示,设计了一个两榀两跨三层的钢框架模型,几何缩尺比例为 0.5。图中框架的左跨称之为耗能跨(energy dissipation bay, EDB),梁采用配有可更换耗能角钢的连接构造。对可更换耗能角钢的形状做了进一步改进,如图 8 所示。框架右跨用于提供恢复力,称之为恢复力跨(re-centering bay, RB)。耗能跨梁和上翼缘连接板件的钢材等级为 Q345, 角钢的钢材等级为 Q235。恢复力跨梁和框架中所有柱均采用 Q460 等级钢材。试验中,一共准备了三套相同的角钢件,用于检验损伤后角钢件的可更换性能。钢梁上方浇筑 70 mm 厚的混凝土板,保护层厚度为 15 mm。
图 7 框架立面
图 8 钢框架试验中的角钢
3.2 加载方案
地震动激励输入的地震波是 El Centro 波(1940年发生于加利福尼亚)的 NS 分量。地震波只施加在框架的纵向,即水平地震作用方向在图 7 所示的框架平面内。根据相似关系,地震波时间压缩为 0.707 倍。加载分为 3 个部分,如图 9 所示。加载时以峰值地面加速度 a PGA (peak ground acceleration)逐次增大而施加。更换角钢分别在第一部分加载、第二部分加载完成之后进行。第一次更换角钢时,结构经历的峰值地面加速度为 0.35 g ,高于我国 8度设防地震水平 0.22 g ,接近 8 度罕遇地震水平 0.4 g 。第一次更换角钢之后,再次施加 0.2 g 的工况,然后多次加载至 0.6 g ,进行第二次更换角钢操作。第二次更换角钢之后,再次施加 0.2 g 的工况,最终试验达到 0.8 g ,达到振动台的安全工作极限。白噪声识别试验工况在每个加载工况前后进行,以测试模型基本周期的变化。
图 9 加载工况
3.3 屈服时序
通过应变数据和现场观测,试件的屈服顺序可分为四个阶段,见图 10。
第一阶段:结构保持弹性( a PGA = 0 ~ 0.25 g )。此时地面激励的强度较低。
第二阶段:塑性集中于耗能梁上的角钢( a PGA = 0.25 g ~ 0.55 g )。峰值地面加速度 0.25 g 时,耗能跨第一、二层边柱侧连接位置中的角钢进入塑性,0.5 g 时,耗能跨第一、二层耗能跨中柱侧、第三层边柱侧连接位置中的角钢也进入塑性。恢复力跨构件保持弹性,混凝土楼板表面的裂缝宽度为 0.16 ~0.23 mm。
第三阶段:塑性扩展至中柱柱脚( a PGA = 0.55 g ~0.7 g )。峰值地面加速度 0.55 g 时,中柱柱脚进入塑性,同时耗能跨第三层连接位置中的角钢也进入塑性。
第四阶段:塑性扩展至恢复力跨的梁上(0.7 g ~0.8 g )。恢复力跨第一层边柱侧梁端进入塑性。
从以上可以看出,钢框架表现出了明显的屈服时序特征。
图 10 钢框架中的屈服时序
3.4 钢框架的整体响应
表 3 列出了钢框架基本周期、最大层间位移角、残余位移随不同峰值地面加速度的变化值。
表 3 钢框架关键响应
工况 2、工况 15、工况 30 分别为初始弹性工况、第一次角钢更换后的弹性工况、第二次角钢更换后的弹性工况。更换角钢之后,结构的基本周期增大约 1.3%、5.4%。虽然更换角钢之后,框架模型的基本周期没有完全恢复到初始状态,但与初始状态相差不大。另外,可以发现,在输入相同的地震强度( a PGA = 0.2 g )下,最大的层间位移角基本相同。而且,在强度较大的地震下(0.6 g ),比较工况 25 和工况 32 可知,对应楼层的最大层间位移角也是相同的。说明更换角钢之后,框架的性能基本一致。
3.5 更换操作
从表 3 可以看出,结构的残余位移很小,表明恢复力跨具备足够的弹性恢复力。低残余位移使得更换角钢的工作更加容易。试验中,共进行了两次更换操作,第一次更换角钢时,损伤仅集中于角钢上,第二次更换角钢时,恢复力跨的框架构件虽有损伤,但程度微小。
更换顺序由下往上逐层进行。更换角钢时,距连接位置一定距离(图 11 所示的 l r ),使用两个液压千斤顶临时支承耗能跨梁。当卸载损坏的角钢时,假设当前梁承受的所有重力荷载通过这两个液压千斤顶传递到下一层的梁上。选定合适的支撑距离 l r ,校核下一层梁的承载力(图 11)。更换操作由 4名工人完成,在第一次更换操作中约花费 140 min(每个连接位置花费约 18 min),在第二次更换操作中约花费 110 min(每个连接位置花费约 10 min)。可见,第二次更换操作工作效率明显提高,且在拆卸、重新安装角钢过程中没有遇到任何困难。图 12 为更换第二层角钢时的现场照片。
a—临时支撑; b—弯矩和剪力图。
图 11 更换角钢时下层梁受力分析
图 12 现场更换角钢
1) 可更换耗能角钢能在其他构件损伤前有效地吸收地震动能量。
2) 合理设计的连接构造可以避免混凝土楼板的严重开裂或压碎。
3) 当主要构件保持弹性或发生微小的塑性变形时,更换操作可行,更换后的框架结构性能基本恢复。
研究还表明,采用配有可更换耗能角钢连接构造的框架体系可用于可恢复性设计。
