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裝配式偏心支撐鋼框架擬靜力試驗研究

職稱驛站所屬分類:建筑施工論文發布時間:2020-11-04 08:46:25瀏覽:1

為研究端板厚度和連接方式對裝配式偏心支撐鋼框架抗震性能的影響,進行了2個不同端板厚度的偏心支撐半剛接鋼框架和1個焊接連接的偏心支撐剛接鋼框架的擬靜力試驗.結合試驗研究結果,對裝配式偏心支撐鋼框架試件的破壞形態

   摘 要:為研究端板厚度和連接方式對裝配式偏心支撐鋼框架抗震性能的影響,進行了2個不同端板厚度的偏心支撐半剛接鋼框架和1個焊接連接的偏心支撐剛接鋼框架的擬靜力試驗.結合試驗研究結果,對裝配式偏心支撐鋼框架試件的破壞形態、荷載-位移滯回曲線、骨架曲線、側移延性系數、等效粘滯阻尼系數進行了深入分析.試驗結果表明: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,受高強螺栓-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”,表現出一定的“捏縮”現象.

  關鍵詞:裝配式;偏心支撐;半剛性;抗震性能;擬靜力試驗

  中圖分類號:TU375 文獻標志碼:A

  文章編號:1674—2974(2020)09—0048—09

  《建筑施工》Building Construction(月刊)1979年創刊,其內容套萃精英、博采眾長,凸現中華建筑施工之大成,是中國自然科學建筑類核心期刊,向以實用著稱,主要介紹國內外最新的建筑施工、設備安裝、建筑材料、飾面裝潢和工程質量事故防治經驗。

  偏心支撐鋼框架結構體系兼有中心支撐框架結構體系和抗彎鋼框架結構體系的優點.不僅具有較高彈性剛度,同時具有較大的延性[1-6]. 目前,偏心支撐鋼框架的設計(如AISC341—2016[7]、 CSA-S16—2014[8]、GB 50011—2010[9]),各構件均采用焊接方式連接在一起.一方面,這不利于工廠預制、現場拼裝的裝配式建筑.另一方面,耗能梁被設計為地震作用下通過明顯的塑性變形消耗地震能量,結構需要在震后進行構件更換,焊接連接方式使得修復變得困難且耗時.

  為了克服半剛性連接框架過柔和焊接偏心支撐框架震后修復困難、花費昂貴、耗時長的缺點,本文將偏心支撐鋼框架和半剛性連接相結合,形成一種新型抗震結構,即裝配式偏心支撐鋼框架結構.這種結構各構件之間均采用高強螺栓端板連接[10],減少施工現場焊接施工,震后直接更換受損構件,有效提高維修加固效率,非常適合裝配式建筑.

  本文設計了2個采用高強螺栓連接的偏心支撐鋼框架試件,1個采用焊接連接方式的偏心支撐框架試件.為實現耗能梁率先屈服的設計理念,耗能梁采用具有較低屈服點的Q235B鋼材,其他構件采用屈服點較高的Q345B鋼材[11-14]. 通過擬靜力試驗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、累計耗能、等效粘滯阻尼及耗能梁的轉動承載力和剪切承載力.同時,通過試驗現象觀察半剛接鋼框架與偏心支撐協同工作機理和破壞機理,為工程應用提供依據.

  1 試驗概況

  1.1 試驗試件

  試件原型為6層鋼框架結構,層高3.6 m,跨度6 m,試驗試件按1 ∶ 2縮尺比例設計,取層高1.8 m,跨度3 m.各構件按《建筑抗震設計規范》(GB 50011—2010)[9],《鋼結構設計標準》(GB 50017—2017)[15],并參考美國鋼結構房屋抗震設計規程AISC341—2016 Seismic Provisions for Structural Steel Building[7]對試驗框架進行承載力驗算.偏心支撐鋼框架的設計原則是強柱、強支撐、弱耗能梁段,耗能梁作為結構中最先屈服的構件,強度不能過高.基于上述原則,試樣中各構件截面和材料如表1所示.

  試驗共有3個試件.為研究端板厚度對偏心支撐框架結構的影響,設計的2個半剛性連接試件耗能梁長度均為600 mm,端板厚度分別為16 mm和24 mm.各構件之間均采用10.9級M20高強螺栓連接.同時,為與傳統的焊接連接試件進行對比,設計的焊接連接試件耗能梁長度亦為600 mm.試件詳細信息如表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

  試驗所用鋼材的材性試驗結果如表3所示.

  1.3 測量方案

  為準確檢測各構件進入塑性狀態的順序,在試件各構件上布置了應變片和應變花,耗能梁段是研究的重點構件,因此在耗能梁翼緣和腹板處,布置了15個應變片和3個應變花.為測量層間側移,在柱頂處布置兩個水平方向位移計用于測量結構側移.耗能梁上部布置4個豎向位移計,用于測量耗能梁轉角.試驗測量方案如圖5所示.

  1.4 加載制度

  試驗加載采用力-位移混合控制加載制度,先以力控制加載,試件達到屈服狀態時改用位移控制,直至試件破壞. 試驗加載制度如圖6所示.

  根據《建筑抗震試驗規程》(JGJ/T 101—2015)[16]:采用荷載控制時應分級加載,接近開裂或屈服荷載前宜減小級差加載;試件屈服后采用變形控制,變形值取屈服時試件的最大位移值,并以該位移的倍數為級差進行控制加載;每級施加反復荷載3次.

  1.4.1 力控制階段

  首先,利用豎向作動器在試件柱子頂端施加200 kN的軸向壓力來模擬框架柱子承受的軸壓,并保證在整個試驗過程中始終保持不變,待框架試件在軸壓荷載下反應穩定之后開始施加水平位移荷載,水平荷載維持在±100 kN范圍內,確保試件與試驗裝置良好接觸;反復試驗3次檢查試驗監測的傳感器和應變片是否正常工作,查看監測應變片,最大應變達到表3中數值時,即可確定框架首先產生塑性應變的位置,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

  在預加載階段確定節點試件δy之后,水平作動器全部回歸至零位,按照圖6的加載方式進行正式加載.作動器以推為正向荷載,反之為負向荷載.每等級荷載正負施加3個循環.在試驗過程中若發現構件斷裂、局部有明顯的屈曲破壞、框架側移角達到5%或試驗監測的滯回曲線中的力低于極限承載力的85%,則終止試驗[16].

  1.4.3 試驗裝置

  試驗采用兩個垂直方向2 000 kN液壓伺服作用器分別對兩個柱施加軸壓,采用一個水平方向1 000 kN液壓伺服作動器施加水平荷載.為防止框架較大的平面外變形,采用側向限位裝置.試驗裝置如圖7所示,試驗現場如圖8所示.

  2 試驗現象與失效模式

  2.1 試驗現象

  PDKB-2在低周往復試驗加載過程中的試驗現象如表5所述. PDKB-5與PDKB-2試驗現象相似,不再贅述.

  PDKB-2試件試驗現象如圖9所示,8倍屈服位移時,耗能梁翼緣出現屈曲變形,端板焊縫斷裂;PDKB-5試件試驗現象如圖10所示,7倍屈服位移時,左側梁端板與翼緣焊縫斷裂;PDKW-2試件試驗現象如圖11所示,8倍屈服位移時,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的破壞現象如圖9和圖10所示,試件PDKW-2的破壞現象如圖11所示.各試件失效集中發生在耗能梁上,基本實現耗能梁屈曲變形耗能、其他構件保持彈性的設計理念. 通過應變片檢測數據,各構件柱腳處均出現塑性變形.試件PDKB-2和PDKB-5試件耗能梁與結構梁、結構梁與斜撐連接處端板均出現不同程度的翹曲變形.試件耗能梁破壞機制如表7所示.

  3 試驗結果及分析

  3.1 耗能梁轉動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移角之間的關系[17-19],圖中:L是跨距,h是層高,δ是側移.K形偏心支撐鋼框架耗能梁轉角可按公式(1)進行計算:

  試驗水平方向采用一個1 000 kN液壓伺服作動器進行加載. 耗能梁剪力Vlink和作動器荷載Factuator之間的關系按公式(2)計算[20].

  根據《建筑抗震設計規范》(GB 50011—2010),耗能梁段剪切承載力VP設計值為:

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

  表8為試驗測試位移和作動器荷載結果.從結果可知,隨端板厚度增加,偏心支撐半剛接鋼框架極限側移角增大,端板厚度為24 mm試件的極限側移角較厚度為16 mm試件提高46.95%.與焊接試件PDKW-2相比,試件PDKB-2極限側移提高17.3%,試件PDKB-5極限側移提高達72.3%.而承載力方面,焊接試件PDKW-2表現出更強的承載力,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為各試件耗能梁轉角和剪切承載力的測試結果.所有試件耗能梁的塑性轉角均超過AISC341—2016規范限值.裝配式偏心支撐鋼框架的耗能梁表現出更好的塑性轉動能力.耗能梁段剪切承載力均超過設計值218.8 kN,PDKB-2、PDKB-5和PDKW-2的超強系數分別為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”,具有捏縮現象.主要是由于螺栓端板連接,在加載過程中出現了滑移. PDKB-2破壞前滯回曲線走勢與PDKB-5基本一致,說明端板厚度對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復雜,PDKB-2端板連接處出現了過早破壞.適當增加端板厚度,可以改善端板連接處由于過早破壞對結構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比圖,從圖可以看出,PDKW-2滯回曲線呈“梭形”,曲線飽滿、穩定、無捏縮現象,但是極限側移較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比圖,分析可知:PDKB-2和PDKB-5骨架曲線無明顯下降段,說明螺栓端板連接的偏心支撐框架結構在加載后期仍具有較強的承載能力.隨端板厚度的增加,極限承載力變化較小,但極限側移出現增大趨勢.

  圖16所示為不同連接方式試件骨架曲線對比圖,PDKW-2極限承載力較PDKB-5高,但極限側移較小. 同時,PDKW-2骨架曲線出現較為明顯的下降段,說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

  框架的抗側剛度在屈服荷載之前為荷載-位移關系曲線的切線剛度,框架進入塑性承載狀態之后,荷載與位移表現出明顯的非線性特性,為方便起見,進入塑性狀態之后常用割線剛度來表示框架的抗側剛度. 考慮到擬靜力試驗中往復施加荷載,框架的承載力與相對應的位移有正負之分,所以其割線剛度根據同一級荷載下正反方向承載力絕對值之和與對應峰值位移絕對值之和的比值來確定,即由式(3)計算來確定框架的抗側剛度.

  Fj為某一級荷載作用下的荷載峰值,Δj為某一級荷載作用下荷載峰值對應的側移. 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下的抗側剛度定義為框架的初始抗側剛度,把各個框架的剛度按公式(4)進行歸一化,隨著荷載等級的增加,其抗側剛度會在初始剛度的基礎上發生退化.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,反映了模型結構剛度退化規律. 分析可知:端板厚度對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%.說明焊接連接的試件在加載后期亦有較高的抗側剛度.

  3.5 累計耗能

  圖19為各試件累計耗能圖,分析可知:端板厚度對偏心支撐鋼框架累計耗能有一定影響.端板厚度從16 mm增大到24 mm,累計耗能提高50%,主要是由于端板厚度增加,結構的破壞延遲. PDKW-2與PDKB-5累計耗能接近,說明經過合理設計,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的耗能能力.

  3.6 側移延性系數

  結構側移延性系數是結構屈服后的后期變形能力的重要衡量指標.采用極限側移Δu與屈服側移Δy的比值來描述:

  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)計算結構延性系數如表11所示,分析可知,隨端板厚度增加,結構的側移延性系數減小.較薄端板連接試件PDKB-2的延性系數略高于焊接連接試件PDKW-2.

  3.7 等效粘滯阻尼系數

  框架的等效粘滯阻尼系數he能夠更加合理地評定其在循環往復荷載作用下吸收能量和消耗能量的能力. 依據圖21,按公式(6)計算出節點的等效粘滯阻尼系數見表12所示.

  依據表12對偏心支撐半剛接鋼框架試件等效粘滯阻尼系數進行如下分析:隨端板厚度增加,試件等效粘滯阻尼系數略有降低;構件連接方式對試件延性系數影響較大,半剛性連接試件PDKB-2的等效粘滯阻尼系數較剛接試件PDKW-2提高43.4%,試件PDKB-5較試件PDKW-2提高25.5%,說明帶半剛性節點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.

  4 結 論

  論文采用擬靜力試驗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、累計耗能、等效粘滯阻尼及耗能梁的轉動承載力和剪切承載力. 同時,通過試驗現象觀察半剛接鋼框架與偏心支撐協同工作機理和破壞機理. 得到如下結論:

  1)端板厚度對裝配式偏心支撐鋼框架抗震性能影響有限. 適當增加端板厚度,可以改善端板連接處由于過早破壞對結構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角提高46.25%,極限剪切承載力提高43.32%,結構極限側移角提高46.95%,結構延性系數降低14.68%.

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

  3)高強螺栓端板連接偏心支撐具有更強的耗能能力,各構件通過高強螺栓連接,震后修復加固更容易,花費少且工期短,滿足裝配式建筑結構抗震設防要求.

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