裝配式K型偏心支撐鋼框架抗震性能與震后替換

葉重陽， 王新武， 時 強,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.洛陽理工學(xué)院 河南省新型土木工程結(jié)構(gòu)國際聯(lián)合實驗室，河南 洛陽 471023； 3.武漢理工大學(xué) 理學(xué)院，武漢 430070)

根據(jù)目前建筑工業(yè)化發(fā)展的趨勢，裝配式鋼結(jié)構(gòu)建筑將成為未來鋼結(jié)構(gòu)領(lǐng)域的重點發(fā)展方向，相應(yīng)的裝配式鋼結(jié)構(gòu)建筑的抗震問題也更加突出。在鋼結(jié)構(gòu)設(shè)計中，為了使建筑物在地震作用下保持原有的工作狀態(tài)，就必須使其具有足夠的剛度、塑性變形能力和耗能能力。偏心支撐鋼框架由于支撐的作用能顯著增加框架的抗側(cè)剛度，減小層間側(cè)移，地震作用時利用耗能梁段的塑性變形來耗散地震能，限制支撐屈曲而發(fā)生的整體失穩(wěn)，是一種良好的抗震結(jié)構(gòu)體系[1-4]。

自從偏心支撐的概念被提出以來，國內(nèi)外針對偏心支撐鋼框架進行了大量研究：Roeder等[5]對偏心支撐鋼框架進行了擬靜力試驗，研究發(fā)現(xiàn)：偏心支撐鋼框架既有中心支撐框架的強度和剛度，又有純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優(yōu)于彎曲屈服型；Hjelmstad等[6]對15根全尺寸耗能梁段進行了擬靜力試驗，研究發(fā)現(xiàn)：設(shè)置腹板加勁肋能夠有效控制耗能梁段腹板的屈曲，改善耗能梁段的耗能性能。田小紅等[7-8]對高強鋼組合偏心支撐鋼框架進行了試驗研究，發(fā)現(xiàn)提高耗能梁段鋼材等級可以提高結(jié)構(gòu)的抗震性能。時強等[9-10]對平齊端板連接的偏心支撐鋼框架進行了試驗研究，發(fā)現(xiàn)耗能梁段長度和軸壓是影響偏心支撐鋼框架抗震性能的重要因素。

本文設(shè)計了5個K型裝配式偏心支撐鋼框架，通過擬靜力試驗的方式分別從耗能梁段連接構(gòu)造、震后修復(fù)替換耗能梁段兩個方面，研究偏心支撐鋼框架的滯回性能、延性、承載能力和耗能能力等抗震性能，及耗能梁段震后替換的可行性，為工程應(yīng)用提供參考。

1 試驗概況

1.1 試件設(shè)計

試件以某8層裝配式偏心支撐鋼框架為原型結(jié)構(gòu)，選取底層中的一榀框架作為研究對象。試驗?zāi)Ｐ桶?∶2縮尺設(shè)計，即層高1.8 m，柱距3 m，框架采用強梁、強柱、強支撐、弱耗能梁的設(shè)計原則，以保證耗能梁優(yōu)先屈服破壞，因此耗能梁段的鋼材選用較低屈服點的Q235B，框架梁、框架柱及斜撐均采用Q345B?？蚣苄睋尾捎脭嚅_式設(shè)計，上部分斜撐與框架橫梁焊接，下部分斜撐與框架柱采用高強螺栓連接，斜撐間用連接板連接，厚度為6 mm；耗能梁段采用可替換設(shè)計，長度400 mm，屬于剪切屈服型?？蚣芨鳂?gòu)件采用10.9級M20摩擦型高強螺栓連接，各構(gòu)件截面尺寸按GB 50011—2010《建筑抗震設(shè)計規(guī)范》[11]和GB 50017—2017《鋼結(jié)構(gòu)設(shè)計標準》[12]設(shè)計，截面尺寸及材性試驗結(jié)果見表1和表2所示。

表1 截面尺寸和材料

試驗采用平面框架，共兩種類型，5個試件：為研究耗能梁段連接構(gòu)造對偏心支撐鋼框架的影響，設(shè)計了兩個耗能梁與框架橫梁間采用平齊式端板連接的PEBF(eccentrically braced steel frame with flush end-plate connection)，耗能梁段連接端板厚度分別為16 mm(PEBF-1)和20 mm(PEBF-2)；在試驗過程中發(fā)現(xiàn)PEBF框架的耗能梁段在往復(fù)加載過程中會發(fā)生較大的轉(zhuǎn)動變形，這將對混凝土樓板造成較大破壞，增加震后修復(fù)難度和修復(fù)成本，為增加耗能梁段的轉(zhuǎn)動剛度，降低這種不利影響，在PEBF框架的基礎(chǔ)上將耗能梁與框架橫梁間的連接端板設(shè)計成外伸式，端板厚度仍為16 mm，試件編號為WEBF-1；為研究這兩種類型的偏心支撐鋼框架震后替換耗能梁段的可行性，在PEBF-1與WEBF-1的基礎(chǔ)上，僅替換受損的耗能梁段繼續(xù)進行擬靜力試驗，編號分別為PEBF-3，WEBF-2。各框架加勁肋與連接端板材料均為Q235B。各試件詳細信息見表3?？蚣苣Ｐ蛨D及連接尺寸圖見圖1和圖2。

表2 鋼材力學(xué)性能參數(shù)表

表3 試件信息表

(a) PEBF模型圖

(b) WEBF模型圖

(a) PEBF框架連接尺寸圖

(b) PEBF耗能梁連接詳圖

(c) WEBF框架連接尺寸圖

(d) WEBF耗能梁連接詳圖

1.2 量測方案

為分析框架在水平荷載作用下的整體變形，在框架柱兩端分別布置了一個水平位移計；在耗能梁上部布置兩個垂直位移計用來測量其轉(zhuǎn)動變形，并對試件表面進行噴漆處理，便于考察各個構(gòu)件局部的變形。為準確監(jiān)測框架各個部位的應(yīng)變發(fā)展情況，在耗能梁、框架橫梁、框架柱、斜撐等位置布置了大量應(yīng)變片。由于耗能梁段是觀測的核心位置，所以著重加密耗能梁段范圍內(nèi)的應(yīng)變片數(shù)量。應(yīng)變片和位移計布置圖見圖3。

圖3 測量裝置

1.3 試驗裝置與加載制度

將試件用地錨螺栓固定在剛性地面上，并在每個柱頂布置了一個200 t的液壓伺服作動器用來施加豎向荷載，水平荷載由布置在框架右側(cè)的1 000 kN的作動器提供；為防止框架發(fā)生較大的平面外失穩(wěn)，在框架橫梁處設(shè)置了一套側(cè)向限位裝置，試驗裝置如圖4所示。

1.剛性基礎(chǔ)和反力墻；2.反力框架；3.2×2 000 kN作動器；4.1 000 kN作動器；5.柱頂支撐；6.加載端；7.測試試件；8.柱頂滾軸；9.反力架；10.側(cè)向限位裝置。

試驗采用荷載-位移混合加載制度[13]，在荷載控制階段，先由布置在柱頂?shù)淖鲃悠魇┘迂Q向荷載，每個柱頂均為400 kN，待框架整體應(yīng)變穩(wěn)定以后開始施加水平荷載，并規(guī)定以推為正，分級加載；實時監(jiān)測框架各構(gòu)件的應(yīng)變發(fā)展情況，當耗能梁段的應(yīng)變值達到材性試驗的屈服應(yīng)變后，切換為位移控制加載，將此時的水平荷載定義為耗能梁段屈服荷載Fy，對應(yīng)的框架側(cè)移定義為加載控制位移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、框架的層間位移達到1/50或承載力下降到試件極限承載力的85%以下時，試驗結(jié)束。加載制度如圖5所示。

圖5 加載程序圖

2 試驗現(xiàn)象與結(jié)果分析

2.1 試驗現(xiàn)象

試件PEBF-1在往復(fù)荷載過程中試驗現(xiàn)象如表4所示。PEBF-2和PEBF-3的試驗現(xiàn)象與表PEBF-1相似，不再贅述。

表4 PEBF-1試驗現(xiàn)象表

試件PEBF-1的試驗現(xiàn)象如圖6(a)所示，加載至11Δy時，耗能梁腹板與端板連接處焊縫撕裂；PEBF-2的試驗現(xiàn)象如圖6(b)所示，加載至10Δy時耗能梁腹板出現(xiàn)嚴重鼓曲破壞，翼緣和腹板均產(chǎn)生明顯變形；替換耗能梁段后的框架PEBF-3在加載過程中并未出現(xiàn)破壞現(xiàn)象，但其承載力在9Δy時下降至極限承載力的85%以下，結(jié)束加載，試驗現(xiàn)象如圖6(c)所示。

(a) PEBF-1試驗現(xiàn)象圖

WEBF-1在往復(fù)荷載作用下的試驗現(xiàn)象如表5所述，WEBF-2在加載過程中的現(xiàn)象與WEBF-1相似，不再贅述。

表5 WEBF-1試驗現(xiàn)象表

WEBF-1的試驗現(xiàn)象如圖7(a)所示，在8Δy時，耗能梁腹板鼓曲破壞，翼緣嚴重屈曲變形，且左側(cè)端板與腹板連接處出現(xiàn)裂縫；WEBF-2的試驗現(xiàn)象如圖7(b)所示，加載至7Δy時，耗能梁段左下側(cè)端板外伸部分斷裂，耗能梁腹板鼓曲破壞，翼緣屈曲變形嚴重。

2.2 試驗結(jié)果

2.2.1 失效模式

通過對試驗現(xiàn)象和應(yīng)變片采集到的數(shù)據(jù)分析可發(fā)現(xiàn)，在水平荷載作用下，耗能梁段率先進入塑性狀態(tài)，并在隨后的加載過程中始終保持高應(yīng)力狀態(tài)；試件在整個加載過程中僅有耗能梁段出現(xiàn)明顯塑性變形，其余非耗能構(gòu)件絕大部分始終保持著彈性狀態(tài)，PEBF框架僅有柱腳EZ3，WZ3與斜撐EX6，WX6在加載后期達到屈服，WEBF(eccentrically braced steel frame with extended end-plate connection)框架僅有橫梁端部EL3和斜撐WX6，EX6達到屈服狀態(tài)，但兩框架屈服部位均未觀察到明顯的塑性變形，表明這兩種框架在整個受力過程中能通過耗能梁段的塑性變形進行耗能，耗能梁段作為第一道抗震防線可以保證主體構(gòu)件的完整性，震后替換耗能梁段仍能保持較好的抗震性能。

(a) WEBF-1試驗現(xiàn)象圖

2.2.2 框架承載力與側(cè)移

各試件的試驗結(jié)果如表6所示，根據(jù)試驗結(jié)果可知，5個試件均表現(xiàn)出較高的承載能力。耗能梁段的連接構(gòu)造對偏心支撐鋼框架的承載能力與側(cè)移有較大影響，當耗能梁段連接端板的厚度從16 mm增加至20 mm時，PEBF-2相較PEBF-1的極限荷載提高了3.38%、極限側(cè)移提高了28.54%、耗能梁段屈服荷載提高了42.94%，說明適當提高耗能梁段連接端板的厚度可提高框架的承載能力和變形能力。對比分析PEBF-1與WEBF-1可發(fā)現(xiàn)，WEBF-1相較PEBF-1的極限荷載提高了19.40%,耗能梁段的屈服荷載提高了22.30%，但WEBF-1的極限側(cè)移降低了19.98%，說明耗能梁段采用外伸式端板可顯著提高框架的承載能力，但卻降低了框架的變形能力。

表6 試驗結(jié)果

對PEBF-1框架與WEBF-1框架替換耗能梁段前后的試驗結(jié)果對比分析可發(fā)現(xiàn)，兩框架替換耗能梁段后的承載能力與變形能力與原框架相比并無顯著下降，說明這本文設(shè)計的裝配式偏心支撐鋼框架在震后替換受損的耗能梁段，仍能保持較高的承載能力與變形能力，替換性能良好。

2.2.3 耗能梁轉(zhuǎn)動承載力與剪切承載力

由于施加在框架的水平荷載會在耗能梁端部作用有方向相反的剪切荷載，在這種荷載作用下,使得耗能梁兩端的彎矩方向相同, 耗能梁段與框架橫梁間會有明顯的轉(zhuǎn)動變形，變形機理如圖8所示,耗能梁段的塑性轉(zhuǎn)角可根據(jù)耗能梁段的轉(zhuǎn)角與框架側(cè)移的關(guān)系按式(1)計算

(1)

式中:γ為耗能梁段轉(zhuǎn)角;L為框架柱距;e為耗能梁段長度;h為框架的高度;θ為框架柱端位移角，框架柱端位移角可近似認為θ=Δ/h。耗能梁段的承受的剪力與水平作動器之間的關(guān)系[14]按式(2)計算

(2)

圖8 偏心支撐鋼框架變形圖

根據(jù)GB 50011—2010《建筑抗震設(shè)計規(guī)范》耗能梁段剪切承載力VP設(shè)計值為

VP=0.58Fy(d-2tf)·tw

(3)

式中：tf和tw分別為耗能梁段翼緣厚度和腹板厚度；Fy為耗能梁段鋼材的屈服強度；d為耗能梁截面高度；通過計算可得耗能梁段的剪切承載力設(shè)計值為218.79 kN。

對表6中的數(shù)據(jù)分析可發(fā)現(xiàn)，所有試件的耗能梁段塑性轉(zhuǎn)角均超過了AISC 341-2016[15]中對剪切屈服型耗能梁段的轉(zhuǎn)角限值，表明這兩種類型的框架的耗能梁具有良好的塑性轉(zhuǎn)動能力，當耗能梁段連接端板設(shè)計成外伸式時，可顯著降低耗能梁段的轉(zhuǎn)動變形。在耗能梁段的剪切承載力方面，所有試件的剪切承載力均超過設(shè)計值218.79 kN，5個試件的超強系數(shù)分別為：1.78，1.84，1.76，2.12，2.12，均高于AISC 341-2016中給出的1.50的限值；隨著耗能梁段連接端板厚度的增加，耗能梁段的剪切承載力相應(yīng)增加，PEBF-2相較PEBF-1，耗能梁段的剪切屈服荷載Vy提高了42.95%，極限剪切承載力Vu提高了3.34%。耗能梁段的端板連接形式也是影響剪切承載力的重要因素，采用外伸端板連接的WEBF-1的耗能梁極限剪切承載力Vu比采用平齊端板連接的PEBF-1提高了 19.39%，且耗能梁段的塑性轉(zhuǎn)角降低了19.97%。替換受損的耗能梁段后，兩框架的耗能梁段的極限剪切承載力相與替換前相當，并無顯著降低。在層間位移角方面，5個試件的層間位移角均滿足我國現(xiàn)行GB 50011—2010《建筑抗震設(shè)計規(guī)范》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。

3 抗震性能分析

3.1 滯回性能

圖9為耗能梁段連接構(gòu)造的滯回曲線對比圖，從圖9可以看出耗能梁段采用平齊端板連接的PEBF-1與PEBF-2兩試件的滯回曲線均有不同程度的“捏縮”現(xiàn)象，而耗能梁段采用外伸端板連接的WEBF-1的滯回曲線呈 “梭形”，相較PEBF-1與PEBF-2，曲線更加飽滿、穩(wěn)定，且無捏縮現(xiàn)象，但其極限側(cè)移較小。PEBF框架的滯回曲線出現(xiàn)捏縮的主要原因是由于作用在耗能梁段兩端的剪切荷載在耗能梁段兩端形成方向相同的彎矩，使得耗能梁段發(fā)生轉(zhuǎn)動變形，這種轉(zhuǎn)動變形主要依靠螺栓來約束，在受力過程連接端板會出現(xiàn)明顯的彎曲變形導(dǎo)致連接處螺栓產(chǎn)生滑移，導(dǎo)致滯回曲線捏縮；而耗能梁段采用外伸端板連接的WEBF框架，框架橫梁處的外伸端板和螺栓能同時限制這種轉(zhuǎn)動變形，也能在一定程度上限制了螺栓的滑移，顯著增加耗能梁段的轉(zhuǎn)動剛度；平齊端板厚度對偏心支撐鋼框架的滯回性能也有著較大影響，PEBF-2相較PEBF-1，滯回曲線包裹的面積更大，承載力與側(cè)移也均由所提高，說明適當增加連接端板的厚度能改善耗能梁段端板連接處的受力狀態(tài)，避免由于連接處的過早破壞導(dǎo)致結(jié)構(gòu)的耗能不足。

(a) 不同端板厚度試件滯回曲線對比圖

(b) 不同連接構(gòu)造試件滯回曲線對比圖

圖10為耗能梁段采用不同端板形式的兩試件替換耗能梁段后的滯回曲線對比圖。從圖10可以看出兩種類型的框架在替換耗能梁段后，滯回曲線的形態(tài)與替換前基本一致，承載力與極限側(cè)移也并無顯著下降，表明這兩種偏心支撐鋼框架在震后僅替換受損的耗能梁段即可繼續(xù)承載。PEBF框架在替換耗能梁段后，其承載力與極限側(cè)移相較原試件有所下降，而WEBF框架在替換耗能梁段后，曲線走勢以替換前基本重合，其承載力和側(cè)移與替換前相當，表現(xiàn)出更好的可替換性。

3.2 骨架曲線

圖11(a)為耗能梁段采用不同連接構(gòu)造的骨架曲線對比圖，分析可知：耗能梁段采用平齊端板連接的試件PEBF-1與PEBF-2的骨架曲線無明顯下降段，說明兩試件在加載后期仍具有較高承載力；僅增加耗能梁段連接端板的厚度，對框架承載力影響較小，對極限側(cè)移影響較大；耗能梁段采用外伸端板連接的試件WEBF-1，其承載能力優(yōu)于PEBF-1，但其極限側(cè)移較小，且骨架曲線有明顯下降段，說明在加載后期其承載力較耗能梁段采用平齊端板連接的試件差。

(a) PEBF試件替換前后對比圖

圖11(b)為耗能梁段采用不同端板形式的兩框架替換耗能梁段前后的骨架曲線對比圖，分析可知：WEBF框架在替換耗能梁段前后的骨架曲線走勢與替換前基本重合，且極限承載力與側(cè)移也與原試件相當；而PEBF框架在替換后承載力與側(cè)移略有下降，但仍表現(xiàn)出較高承載能力與側(cè)移，說明兩種類型的框架在替換試驗前的加載對主體框架并無損傷，替換耗能梁段后仍能保持較高的承載力與側(cè)移，也說明本文設(shè)計的兩種偏心支撐鋼框架能將損傷和破壞集中在可替換構(gòu)件上，從而保護主體結(jié)構(gòu)，實現(xiàn)震后快速恢復(fù)結(jié)構(gòu)的功能的目標。

(a) 不同連接構(gòu)造框架骨架曲線對比圖

3.3 剛度退化曲線

對循環(huán)加載試驗的試件進行剛度退化分析時，常用割線剛度來代替切線剛度；計算公式如下

(4)

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)點的荷載峰值；Δj為第j級加載位移(j=Δ/Δy)時，加載循環(huán)點的側(cè)移峰值；正負號表示加載方向。圖12(a)為耗能梁段采用不同構(gòu)造的3個試件的剛度退化曲線對比圖，分析可知：PEBF-1與PEBF-2的初始剛度分別為89.52 kN/mm，88.04 kN/mm，說明僅增加耗能梁段連接端板厚度對偏心支撐鋼框架的初始剛度并無顯著影響；端板連接形式對框架的初始剛度有較大影響，WEBF-1的初始剛度為112.16 kN/mm，相較PEBF-1提高了25.29%，說明耗能梁段采用外伸端板連接可顯著增加框架的初始剛度；在剛度退化方面，PEBF框架的剛度退化曲線較為平緩，WEBF框架的剛度退化曲線略陡，但均未出現(xiàn)剛度突變的情況；對比曲線可發(fā)現(xiàn)：耗能梁段連接端板的厚度對剛度退化的影響較小，在加載初期PEBF-2的剛度退化較為明顯，但在隨后加載過程中兩者的剛度退化速度相似；WEBF-1在加載初期剛度退化最為明顯，雖然在隨后的加載過程中剛度退化速率有所下降，但仍要高于PEBF-1與PEBF-2，說明端板連接形式對試件的剛度退化速率有著較大影響，耗能梁段采用外伸式端板雖然可顯著提高框架的初始剛度，提升框架的承載能力，但會導(dǎo)致框架的剛度退化速率增大，降低框架的變形能力。在極限狀態(tài)下，耗能梁段破壞退出工作，框架的剛度僅由主體框架提供，PEBF-1的剛度退化至初始剛度的23.96%，PEBF-2的剛度退化至初始剛度的21.39%， WEBF-1的剛度退化至初始剛度的27.48%，耗能梁段采用不同構(gòu)造的3個試件在加載后期均保留有較高的殘余剛度，說明主體框架并未在加載過程中受到較大損傷，可將耗能梁段替換后繼續(xù)承載。

圖12(b)為采用不同端板形式的兩框架替換耗能梁段前后的剛度退化曲線對比圖，分析發(fā)現(xiàn)：替換耗能梁段后的兩試件初始剛度均有所下降，PEBF-3的初始剛度降低至PEBF-1的82.31%，WEBF-2的初始剛度下降至WEBF-1的94.53%，其原因是主要是由于耗能梁段的螺栓孔在替換前的加載過程中產(chǎn)生一定的塑性變形，而這種塑性變形會在替換試驗中加劇孔內(nèi)螺栓的滑移，導(dǎo)致替換后的框架初始剛度降低；隨著加載位移的增加，可發(fā)現(xiàn)替換后的兩試件的剛度退化速率與原試件相似，替換前后的兩試件在同一荷載等級下的剛度差別不大，說明兩框架的主體構(gòu)件并未在替換前的加載過程中受到較大損傷，修復(fù)替換耗能梁段后仍能保持較高的抗側(cè)剛度，而替換耗能梁段也僅會降低框架的彈性剛度；且在極限狀態(tài)下兩試件仍能保留有較高的抗側(cè)剛度，說明對于本文設(shè)計的兩種偏心支撐鋼框架在震后修復(fù)替換耗能梁段是可行的。

(a) 不同連接構(gòu)造框架剛度退化曲線對比圖

3.4 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，也反應(yīng)了結(jié)構(gòu)構(gòu)件抗震性能的好壞。本文對5個試件的延性采用位移延性系數(shù)μ來評價。位移延性系數(shù)μ定義為框架的極限側(cè)移δu與屈服側(cè)移δy的比值。

μ=δu/δy

(5)

框架的屈服側(cè)移δy采用“通用彎矩法”確定，如圖13所示。

圖13 通用彎矩法

根據(jù)式(5)算出的各試件的延性系數(shù)如表7所示，由表7中的數(shù)據(jù)分析可知：耗能梁段連接構(gòu)造對偏心支撐鋼框架的延性有較大影響，當耗能梁段連接端板的厚度從16 mm增加至20 mm時，框架的延性系數(shù)隨之增大，PEBF-2相較PEBF-1延性系數(shù)增大了20.17%；耗能梁段采用平齊式端板連接的試件延性優(yōu)于采用外伸式端板連接的試件，PEBF-1相較WEBF-1延性系數(shù)提高了7.2%，耗能梁段采用外伸式端板連接雖然能顯著提高框架的承載能力，但會導(dǎo)致框架的變形能力降低；震后替換受損的耗能梁段后，PEBF-3與WEBF-2仍然保留有較好的延性，但PEBF-3相較原試件下降了18.5%，WEBF-2相較原試件僅降低了3.6%，替換耗能梁段后，WEBF-2表現(xiàn)出更好的延性。

3.5 耗能分析

耗能能力可以反映試件在地震作用下吸收能量的大小，是結(jié)構(gòu)抗震性能的重要參數(shù)。等效黏滯阻尼系數(shù)he能夠更加合理地評定其在循環(huán)往復(fù)荷載作用下框架吸收能量和消耗能量的能力。

表7 延性系數(shù)

表8為各試件的等效黏滯阻尼系數(shù)，分析可發(fā)現(xiàn)耗能梁段的連接構(gòu)造對偏心支撐鋼框架的耗能能力有較大影響；各試件在加載初期，滯回環(huán)飽滿穩(wěn)定均能表現(xiàn)出較好的耗能特性，但持續(xù)加載到4Δy～5Δy時，由于耗能梁段端部剪力使得PEBF框架的耗能梁段與框架橫梁之間產(chǎn)生明顯轉(zhuǎn)動變形，而這種變形趨勢對于PEBF框架主要依靠連接處的螺栓來約束，則會導(dǎo)致耗能梁段的連接端板產(chǎn)生明顯彎曲變形，并且在加載后期，耗能梁段端板連接處的螺栓會在這種轉(zhuǎn)動變形作用下出現(xiàn)滑移，導(dǎo)致耗能能力表現(xiàn)不足；增加耗能梁段連接端板的厚度能在一定程度上加強節(jié)點強度、避免端板過早的彎曲變形導(dǎo)致螺栓的滑移，因此PEBF-2的等效黏滯阻尼系數(shù)相較PEBF-1提高了27.57%；WEBF框架耗能梁段采用的外伸式端板能顯著提高耗能梁段的轉(zhuǎn)動剛度，有效限制螺栓的滑移，因此WEBF-1的等效黏滯阻尼系數(shù)相較PEBF-1與PEBF-2提高了48.65%和16.53%，WEBF-1表現(xiàn)出更好的耗能能力。

表8 等效黏滯阻尼系數(shù)表

兩框架在替換受損的耗能梁段后，其等效黏滯阻尼系數(shù)與原試件相當，說明這兩種偏心支撐鋼框架可以將損傷和破壞集中在耗能梁段從而保證框架主體結(jié)構(gòu)的完整性，替換受損的耗能梁段也不會影響框架的耗能能力，滿足建筑抗震設(shè)防要求。

4 結(jié) 論

本文對兩種裝配式偏心支撐鋼框架進行了擬靜力試驗，結(jié)合試驗結(jié)果對框架的失效模式、承載力、滯回性能、剛度退化、延性、耗能等抗震指標以及耗能梁段替換的可行性進行分析，得出以下結(jié)論：

(1) 兩種裝配式K型偏心支撐鋼框架的抗震性能良好，有較高的承載力，節(jié)點連接可靠且耗能能力較好；框架失效模式均為耗能梁段的塑性變形，其余主體構(gòu)件并未觀察到任何明顯屈曲和變形，震后可直接修復(fù)替換受損的耗能梁段，成本低且效率高，滿足裝配式建筑的抗震設(shè)防要求。

(2) 耗能梁段的連接端板的厚度對偏心支撐鋼框架的抗震性能有較大影響，當耗能梁段連接端板的厚度從16 mm增加至20 mm時，框架的承載能力、滯回性能、延性系數(shù)、耗能能力和耗能梁段的轉(zhuǎn)動能力均呈上升趨勢。

(3) 耗能梁段的連接端板形式對框架的抗震性能也有較大影響，當耗能梁段的連接端板采用外伸式端板時，框架的承載能力、滯回性能、耗能能力相較采用平齊式端板均有較大提高，但耗能梁段的轉(zhuǎn)動變形能力以及框架延性系數(shù)卻有所降低。

(4) 對耗能梁段采用不同端板形式的框架，其破壞部位均發(fā)生在耗能梁段，替換受損的耗能梁段后，兩框架仍能保持著良好的抗震性能，但WEBF框架在替換耗能梁段后，框架的承載能力、延性系數(shù)、初始剛度、耗能能力和轉(zhuǎn)動能力與原框架相當，表現(xiàn)出更好的可替換性。