震后可替換耗能梁偏心支撐鋼框架擬靜力試驗(yàn)研究*

周 鑫 王新武 余永強(qiáng) 李 通

(1.河南理工大學(xué)土木工程學(xué)院, 河南焦作 454000; 2.河南省新型土木工程結(jié)構(gòu) 國(guó)際聯(lián)合實(shí)驗(yàn)室, 洛陽(yáng)理工學(xué)院, 河南洛陽(yáng) 471023; 3.河南科技大學(xué)土木工程學(xué)院, 河南洛陽(yáng) 471023)

0 引 言

傳統(tǒng)的抗震設(shè)防目標(biāo)是“小震不壞,中震可修,大震不倒”,近年來(lái)其目標(biāo)逐漸從保護(hù)生命安全轉(zhuǎn)向震后快速恢復(fù)使用功能,即可恢復(fù)功能結(jié)構(gòu)的設(shè)計(jì)理念[1]。偏心支撐鋼框架體系結(jié)合了中心支撐結(jié)構(gòu)和抗彎框架結(jié)構(gòu)的優(yōu)點(diǎn),具有較好的延性、較大的抗側(cè)剛度和良好的耗能能力[2-7],適用多高層建筑,且震后易于修復(fù),是一種典型的可恢復(fù)功能結(jié)構(gòu)。國(guó)內(nèi)外學(xué)者對(duì)偏心支撐鋼框架的抗震性能進(jìn)行了較多的研究,但對(duì)半剛性螺栓連接偏心支撐鋼框架震后修復(fù)的可行性研究相對(duì)較少。Mansour[8]對(duì)比了偏心支撐鋼框架的兩種連接方式(端板螺栓連接和腹板螺栓連接),分析得出了端板螺栓連接框架的耗能性能比腹板螺栓連接框架好。Dubina[9]通過(guò)試驗(yàn)研究得出當(dāng)偏心支撐框架的主體結(jié)構(gòu)采用高強(qiáng)鋼時(shí),耗能梁段采用普通鋼材,結(jié)構(gòu)塑性變形大部分發(fā)生在耗能梁上,有利于更換耗能梁進(jìn)行震后修復(fù)。段留省等[10-11]對(duì)4個(gè)單層單跨的高強(qiáng)鋼組合K型偏心支撐鋼框架進(jìn)行單調(diào)加載和循環(huán)加載試驗(yàn)研究,結(jié)果表明:高強(qiáng)鋼組合K形偏心支撐鋼框架的承載力高、延性較好、耗能能力強(qiáng),剪切屈服型試件的耗能能力好于彎曲屈服型;并對(duì)修復(fù)后的模型再次進(jìn)行循環(huán)加載試驗(yàn),研究表明:修復(fù)后的框架的承載力、延性及層間位移與原結(jié)構(gòu)差別不大。時(shí)強(qiáng)等[12]為了研究耗能梁長(zhǎng)度對(duì)偏心支撐鋼框架抗震性能的影響,進(jìn)行了4個(gè)偏心支撐鋼框架的擬靜力試驗(yàn),結(jié)果表明:框架的破壞模式為耗能梁段端板焊縫或腹板斷裂,其余主體構(gòu)件均未出現(xiàn)明顯屈曲變形和裂紋,易于震后修復(fù);隨耗能梁長(zhǎng)度的增大,試件的極限承載力及累計(jì)耗能均呈下降趨勢(shì)。

綜上所述,大部分學(xué)者僅通過(guò)試驗(yàn)現(xiàn)象就提出偏心支撐結(jié)構(gòu)易于震后修復(fù)的結(jié)論,并沒(méi)有進(jìn)行下一步深入研究。雖有學(xué)者[11]對(duì)偏心支撐結(jié)構(gòu)進(jìn)行震后修復(fù)研究,但其所研究的框架是焊接連接,其弊端:修復(fù)時(shí),需要切割已破壞的耗能梁,然后再焊接新的耗能梁,工序復(fù)雜,花費(fèi)代價(jià)較高,另外此種修復(fù)工序會(huì)產(chǎn)生較大焊接殘余應(yīng)力,不利于結(jié)構(gòu)的受力性能。此外,國(guó)內(nèi)外有關(guān)偏心支撐鋼框架結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)方法與規(guī)范[13-15]都將耗能梁和框架的其他構(gòu)件設(shè)計(jì)成為一個(gè)整體,即各部件通過(guò)焊接連接形成一個(gè)整體。為了確保在罕遇地震作用下耗能梁能夠充分進(jìn)入彈塑性狀態(tài),非耗能構(gòu)件須考慮由應(yīng)變硬化和材料超強(qiáng)引起的內(nèi)力增大效應(yīng),造成非耗能構(gòu)件的設(shè)計(jì)截面增大,限制了偏心支撐鋼框架結(jié)構(gòu)的應(yīng)用。因此,本文提出新型全螺栓連接偏心支撐框架結(jié)構(gòu)(圖1),在框架梁的端部焊接一個(gè)短懸臂梁,然后將斜撐與短懸臂梁拼接,此種形式的連接可以避免框架梁-耗能梁-斜撐連接節(jié)點(diǎn)交匯于一點(diǎn),減小框架梁端部節(jié)點(diǎn)域的受力復(fù)雜程度,有效保護(hù)框架梁端部,從而實(shí)現(xiàn)試驗(yàn)預(yù)期的破壞模式。同時(shí),此模型適用基于性能設(shè)計(jì)的理念,便于對(duì)框架各個(gè)構(gòu)件進(jìn)行獨(dú)立設(shè)計(jì),確保對(duì)構(gòu)件進(jìn)行設(shè)計(jì)時(shí)不受鋼材等級(jí)和截面尺寸的限制。

本文對(duì)修復(fù)前和震后修復(fù)后的全螺栓連接偏心支撐模型進(jìn)行2次擬靜力試驗(yàn)研究,形成對(duì)照組。通過(guò)深入分析2個(gè)模型的破壞模式、滯回性能、承載能力、變形能力、延性、剛度退化、耗能性能等,對(duì)耗能梁段震后替換的可行性進(jìn)行驗(yàn)證,為工程應(yīng)用提供依據(jù)。

圖1 試件模型Fig.1 Specimen model

1 試驗(yàn)概況

1.1 試件設(shè)計(jì)

本文以一棟傳統(tǒng)的9層K型偏心支撐鋼框架底層中的一榀框架作為研究對(duì)象,結(jié)構(gòu)層高3.6 m,跨度6.0 m,試驗(yàn)試件按1∶2縮尺比例設(shè)計(jì),則取層高1.8 m,跨度3.0 m?？拐鹪O(shè)防條件如下:抗震設(shè)防烈度8度,地震基本加速度0.3g,設(shè)計(jì)地震分組第一組,場(chǎng)地類(lèi)別Ⅱ類(lèi)。荷載選取如下:樓面恒荷載為4.5 kN/m2,活荷載為2.5 kN/m2,風(fēng)荷載為0.9 kN/m2,雪荷載為0.7 kN/m2。2個(gè)模型構(gòu)件按照GB 50011—2010《建筑抗震設(shè)計(jì)規(guī)范》[13]和GB 50017—2017《鋼結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)標(biāo)準(zhǔn)》[16]設(shè)計(jì),并對(duì)其進(jìn)行了強(qiáng)度、剛度、穩(wěn)定性等驗(yàn)算。2個(gè)試件耗能梁段長(zhǎng)度為400 mm,端板厚度為20 mm,各構(gòu)件之間均采用10.9級(jí)M20高強(qiáng)螺栓連接,2個(gè)耗能梁的材質(zhì)和規(guī)格相同。試件模型如圖1所示,試件幾何尺寸如圖2所示。為了保證耗能梁早于非耗能構(gòu)件屈服,耗能梁采用屈服點(diǎn)較低的Q235B鋼材,其余構(gòu)件采用Q345B鋼材,各構(gòu)件截面尺寸和材料如表1所示。

根據(jù)美國(guó)規(guī)范AISC 341-16[14]的相關(guān)規(guī)定,按耗能梁長(zhǎng)度比ρ大小將耗能梁段分為剪切型和彎曲型,當(dāng)ρ≤ 1.6時(shí)為剪切屈服型,ρ>1.6時(shí)為彎曲屈服型。耗能梁長(zhǎng)度比ρ按下式計(jì)算:

圖2 試件尺寸 mmFig.2 Specimen sizes

Mp=WpFy

(1a)

Vp=0.58Fy(hl-2tf)tw

(1b)

ρ=eVp/Mp

(1c)

式中:tw為耗能梁腹板厚度;tf為耗能梁翼緣厚度;hl為耗能梁截面高度;Wp為耗能梁塑性截面模量;Fy為耗能梁腹板屈服強(qiáng)度;e為耗能梁長(zhǎng)度;ρ為耗能梁長(zhǎng)度比;Vp為耗能梁塑性剪切承載力;Mp耗能梁塑性抗彎承載力。通過(guò)計(jì)算可知,本模型的耗能梁屬于剪切屈服型。

表1 各構(gòu)件截面和材料Table 1 Section sizes and materials of members

1.2 材性參數(shù)

在同一批次的鋼材中進(jìn)行取樣,試驗(yàn)所需的樣胚嚴(yán)格按照GB/T 2975—1998《鋼及鋼產(chǎn)品力學(xué)性能試驗(yàn)取樣位置及試樣制備》[17]要求制作,根據(jù)GB 228.1—2010《金屬材料 拉伸試驗(yàn) 第1部分:室溫試驗(yàn)方法》[18]的要求進(jìn)行單向拉伸試驗(yàn),材性試驗(yàn)結(jié)果如表2所示。

表2 材性試驗(yàn)結(jié)果Table 2 Material test results

1.3 加載裝置

試驗(yàn)加載裝置如圖3所示,框架柱底通過(guò)地錨螺栓固定在剛性地面上,柱頂采用兩個(gè)豎向2 000 kN液壓伺服作動(dòng)器對(duì)其施加軸壓,采用一個(gè)水平方向1 000 kN液壓伺服作動(dòng)器施加水平荷載。在框架梁處設(shè)置側(cè)向限位,防止鋼框架發(fā)生平面外失穩(wěn)。在兩柱頂支座和側(cè)向限位處都設(shè)置了定向滾動(dòng)滾排,以減小水平方向的摩擦力。

1—反力墻;2—反力架;3—2 000 kN作動(dòng)器;4—1 000 kN作動(dòng)器;5—柱頂支座;6—加載端;7—滾排;8—試件;9—側(cè)向限位反力架;10—側(cè)向限位。圖3 試驗(yàn)裝置模型Fig.3 Test set-up model

1.4 測(cè)量方案

在框架樓層標(biāo)高處布置水平位移計(jì),用于測(cè)量框架在水平荷載作用下的側(cè)移。在耗能梁段兩端布置豎向位移計(jì),監(jiān)測(cè)其上下轉(zhuǎn)動(dòng)變形。在耗能梁翼緣和腹板處布置大量應(yīng)變片;在框架梁、框架柱、斜撐和梁柱節(jié)點(diǎn)等關(guān)鍵部位布置應(yīng)變片;對(duì)螺帽銑孔以便引出信號(hào)線,對(duì)螺桿進(jìn)行表面處理以便粘貼應(yīng)變片,然后涂抹環(huán)氧樹(shù)脂保護(hù)應(yīng)變片。具體應(yīng)變片及位移計(jì)的布置情況見(jiàn)圖4。

圖4 應(yīng)變片和位移計(jì)布置Fig.4 Arrangements of strain gauges and displacement meters

1.5 加載方案

此次試驗(yàn)在洛陽(yáng)理工學(xué)院土木工程學(xué)院結(jié)構(gòu)實(shí)驗(yàn)室進(jìn)行,首先通過(guò)豎向作動(dòng)器對(duì)兩柱頂分別施加400 kN的豎向荷載,待施加的豎向荷載和框架穩(wěn)定后,再施加水平荷載(40 kN),并循環(huán)2圈來(lái)檢查各儀器是否能夠正常運(yùn)行。正式試驗(yàn)時(shí),根據(jù)JGJ/T 101—2015《建筑抗震試驗(yàn)規(guī)程》[19]的要求,試驗(yàn)加載采用力-位移混合控制加載制度,如圖5所示,規(guī)定以推為正向荷載,以拉為負(fù)向荷載。先以力控制加載,直到框架核心區(qū)(耗能梁)應(yīng)變片達(dá)到屈服應(yīng)變,此時(shí)對(duì)應(yīng)的位移記為Δy,然后由力控制切換為位移控制,每級(jí)位移荷載以Δy的整數(shù)倍遞增,每級(jí)位移荷載循環(huán)3次,直到承載力下降到最大值的85% (或者試件破壞)時(shí)結(jié)束試驗(yàn)。

圖5 循環(huán)加載制度Fig.5 Cyclic loading protocols

2 試驗(yàn)現(xiàn)象和破壞模式

2.1 試驗(yàn)現(xiàn)象

試件共2個(gè),試件KBF-0的耗能梁破壞后,重新替換新耗能梁的試件為KBF-1。兩試件的破壞現(xiàn)象見(jiàn)圖6,加載過(guò)程現(xiàn)象如表3所述。試件KBF-0在5Δy時(shí),耗能梁端板出現(xiàn)明顯翹曲,框架梁端板與耗能梁端板上下錯(cuò)動(dòng)達(dá)2 mm,耗能梁出現(xiàn)較為明顯的傾斜;在7Δy時(shí),耗能梁腹板局部出現(xiàn)輕微屈曲;在8Δy～9Δy,耗能梁上下翼緣屈曲;加載至10Δy,耗能梁腹板嚴(yán)重鼓包狀屈曲破壞。試件KBF-1在4Δy～6Δy時(shí),端板翹曲明顯,框架整體呈現(xiàn)一定傾斜;在7Δy時(shí),耗能梁上翼緣輕微屈曲;在8Δy時(shí),耗能梁腹板與端板焊縫熱影響區(qū)出現(xiàn)微裂縫;在9Δy時(shí),耗能梁腹板沿著焊縫發(fā)生撕裂破壞。

a—KBF-0; b—KBF-1。圖6 試驗(yàn)破壞現(xiàn)象Fig.6 Failure modes of specimens

2.2 破壞模式

2個(gè)試件的失效部位均集中發(fā)生在耗能梁上,符合偏心支撐結(jié)構(gòu)的設(shè)計(jì)理念,即通過(guò)耗能梁塑性變形消散能量。2個(gè)模型的耗能梁失效機(jī)制如表4所示,均屬于典型的剪切破壞。

表3 試驗(yàn)現(xiàn)象Table 3 Phenomena observed in the test

表4 模型失效機(jī)理Table 4 Failure mechanism of specimen

3 試驗(yàn)結(jié)果

3.1 滯回性能

圖7為2個(gè)試件的滯回曲線對(duì)比。分析可知,2個(gè)試件的滯回曲線的外形均為“弓形”,呈現(xiàn)比較明顯的捏縮現(xiàn)象。這是由于框架各部件通過(guò)高強(qiáng)螺栓連接,當(dāng)端板間的摩擦力被克服后,端板會(huì)出現(xiàn)相互錯(cuò)動(dòng),從而導(dǎo)致滯回曲線出現(xiàn)捏縮現(xiàn)象。KBF-1滯回曲線的包絡(luò)面積、循環(huán)次數(shù)和極限側(cè)移都比KBF-0少,究其原因?yàn)?KBF-1試件的破壞模式為端板焊縫撕裂破壞,耗能梁的塑性變形并不充分,導(dǎo)致框架結(jié)構(gòu)較早喪失承載能力;鋼材經(jīng)歷第一次循環(huán)荷載試驗(yàn)后,框架主體結(jié)構(gòu)的鋼材產(chǎn)生應(yīng)變硬化,其變形能力降低。

圖7 滯回曲線Fig.7 Hysteretic curves

3.2 承載力與延性系數(shù)

骨架曲線為滯回曲線的外包絡(luò)線,能夠有效反映結(jié)構(gòu)的強(qiáng)度、剛度、延性等特性。圖8為KBF-0和KBF-1的骨架曲線對(duì)比?？芍?2個(gè)試件的發(fā)展階段大致相同,加載初期,框架結(jié)構(gòu)處于彈性階段,曲線表現(xiàn)出較好的線性關(guān)系;隨著荷載增加,試件發(fā)展到彈塑性變形階段,呈現(xiàn)明顯的非線性關(guān)系。在相同的位移下,KBF-0的承載力基本上都大于KBF-1。從圖8和表5可以得出,修復(fù)后的試件KBF-1峰值承載力和極限承載力都小于KBF-0,當(dāng)受推時(shí),KBF-1分別為KBF-0的81.7%和76.4%,當(dāng)受拉時(shí),KBF-1分別為KBF-0的86.9%和83.8%。其原因是KBF-1的破壞模式為耗能梁端板和腹板焊縫熱影響區(qū)過(guò)早撕裂破壞,并沒(méi)有充分發(fā)揮出耗能梁段的塑性變形能力,而對(duì)于KBF-0,其破壞模式為耗能梁腹板鼓包狀屈曲破壞,塑性變形能力得以充分發(fā)揮。因此,在對(duì)耗能梁進(jìn)行加工制作時(shí),要注重提高其焊接質(zhì)量,使其能夠充分發(fā)揮出塑性變形能力。

圖8 骨架曲線Fig.8 Skeleton curves

延性系數(shù)是評(píng)價(jià)結(jié)構(gòu)塑性變形能力的重要指標(biāo)。本文的延性系數(shù)采用位移延性系數(shù),即框架的極限位移δu與屈服位移δy的比值。采用“通用彎矩法”確定結(jié)構(gòu)的屈服位移δy和屈服荷載Py。由表5分析可知,2個(gè)試件的延性系數(shù)在2～3之間,均表現(xiàn)出良好的延性;修復(fù)后的模型的延性系數(shù)較原模型有所減小,其值為原模型的76.6%。

表5 試驗(yàn)結(jié)果分析Table 5 Analysis of experimental results

3.3 剛度分析

當(dāng)結(jié)構(gòu)處于彈性階段時(shí),采用切線剛度來(lái)表示結(jié)構(gòu)的抗側(cè)剛度,當(dāng)結(jié)構(gòu)進(jìn)入塑性變形階段后,結(jié)構(gòu)的抗側(cè)剛度則采用割線剛度來(lái)表示。本文采用割線剛度K來(lái)反映結(jié)構(gòu)的剛度退化規(guī)律,割線剛度K按式(2)計(jì)算,其中Fi為某級(jí)加載一次循環(huán)的荷載最大值,Δi為某級(jí)加載一次循環(huán)的荷載最大值對(duì)應(yīng)的位移,正負(fù)號(hào)表示加載的正負(fù)方向。將框架在屈服狀態(tài)下的抗側(cè)剛度定義為框架的初始抗側(cè)剛度。KBF-0和KBF-1的初始抗側(cè)剛度分別為88.0,69.9 kN/mm,后者為前者的79.4%。由圖9可知,2個(gè)試件剛度退化趨勢(shì)大致相同,前4個(gè)加載等級(jí)時(shí)的剛度退化較快,后期趨于緩慢。在相同的側(cè)移下,替換后的試件KBF-1的抗側(cè)剛度始終小于KBF-0試件。2個(gè)試件破壞狀態(tài)下的抗側(cè)剛度分別為初始抗側(cè)剛度的21.4%、29.5%,兩模型的剛度退化程度相差較小,表明震后修復(fù)的模型仍具備較高的抗側(cè)剛度。

(2)

圖9 剛度退化曲線Fig.9 Stiffness degeneration curves

3.4 耗能能力

結(jié)構(gòu)的耗能能力可以通過(guò)累計(jì)耗能大小和等效黏滯阻尼系數(shù)he來(lái)評(píng)定[20]。破壞狀態(tài)下,KBF-0和KBF-1的累積耗能為33.6,16.5 kJ,后者為前者的49.1%,這是由于后者在端板焊縫熱影響區(qū)發(fā)生斷裂破壞,耗能梁塑性變形能力沒(méi)有完全體現(xiàn)出來(lái)。根據(jù)圖10分析可知,修復(fù)后的試件耗能能力較原結(jié)構(gòu)有所下降,其每一加載等級(jí)的等效黏滯阻尼系數(shù)為原試件的70%～95%。但試件KBF-1的最大等效黏滯阻尼系數(shù)仍大于0.2,揭示了進(jìn)行修復(fù)的試件具備較好的耗能性能。

圖10 等效黏滯阻尼系數(shù)對(duì)比Fig.10 Comparisons of equivalent viscous damping coefficients

3.5 耗能梁轉(zhuǎn)角和層間位移角分析

耗能梁的塑性轉(zhuǎn)角γp是評(píng)價(jià)偏心支撐結(jié)構(gòu)抗震性能與耗能能力的重要指標(biāo),結(jié)構(gòu)整體變形能力用層間位移角θ表示。K型偏心支撐耗能梁轉(zhuǎn)角與層間位移角的幾何關(guān)系如圖11所示,耗能梁轉(zhuǎn)角按式(3)計(jì)算,計(jì)算結(jié)果見(jiàn)表6。

(3a)

(3b)

式中:Δ為框架側(cè)移;h為框架高度;L為框架跨度;e為耗能梁長(zhǎng)度。

表6 耗能梁轉(zhuǎn)角Table 6 Rotation angles of links

θy、γy分別為框架屈服時(shí)層間位移角和耗能梁轉(zhuǎn)角;θu、γu分別為框架極限狀態(tài)下層間位移角和耗能梁轉(zhuǎn)角。

由表6可知,2個(gè)試件的耗能梁塑性轉(zhuǎn)角都超過(guò)AISC 314-16[14]的限值(0.08 rad),說(shuō)明2個(gè)試件的耗能梁具有較好的剪切變形能力;修復(fù)后的試件耗能梁的塑性轉(zhuǎn)角為原試件的73.7%;極限狀態(tài)下,2個(gè)試件的層間位移角都接近鋼框架彈塑性層間位移角限值(2%),表明兩個(gè)偏心支撐模型具有良好的整體變形能力。

3.6 可替換性分析

偏心支撐鋼框架的設(shè)計(jì)理念是通過(guò)耗能梁段塑性變形吸收和消散能量,使框架破壞部位集中發(fā)生在耗能梁上,耗能梁充當(dāng)“保險(xiǎn)絲”的作用,從而達(dá)到保護(hù)框架主體結(jié)構(gòu)的目的。這為偏心支撐鋼框架結(jié)構(gòu)震后修復(fù)提供了理論基礎(chǔ)。全螺栓連接偏心支撐鋼框架更易于達(dá)到震后快速修復(fù)的目的,快速拆卸和更換耗能梁段即可完成修復(fù)工作。圖12是試件KBF-0試驗(yàn)后的照片,可以看出,框架梁、柱和斜撐均無(wú)明顯變形且無(wú)縫隙出現(xiàn),左、右框架梁僅存在很小的豎向相對(duì)位移,右框架梁端板產(chǎn)生輕微的翹曲變形,經(jīng)過(guò)簡(jiǎn)單處理后,易于更換新的耗能梁。在整個(gè)震后修復(fù)過(guò)程中,只需要2個(gè)工人花費(fèi)1 h就可完成替換耗能梁段修復(fù)工作,節(jié)約了人工和時(shí)間成本。

圖13為試件KBF-0的梁、柱、斜撐和螺栓的應(yīng)變變化。由圖13a可見(jiàn):在第2加載等級(jí)時(shí),螺栓LS3的應(yīng)變達(dá)到6.799×10-3;在第3加載等級(jí)時(shí),由于其應(yīng)變超出量程,可能應(yīng)變片損壞,無(wú)法采集后續(xù)數(shù)據(jù);在第5加載等級(jí)時(shí),螺栓LS5達(dá)到最大應(yīng)變,其值為9 353×10-6,隨后其應(yīng)變快速減小,并隨著加載等級(jí)的增加,應(yīng)變逐漸減小,說(shuō)明螺栓LS5預(yù)緊力發(fā)生松弛;除耗能梁-框架梁節(jié)點(diǎn)處的螺栓屈服以外,其余節(jié)點(diǎn)處的螺栓都處于彈性狀態(tài),因此在修復(fù)替換過(guò)程中,只需替換耗能梁-框架梁連接螺栓,其余螺栓可以繼續(xù)使用。由圖13b可見(jiàn),框架梁、柱、斜撐和梁柱節(jié)點(diǎn)域等部位的應(yīng)變都在±1.5×10-3以?xún)?nèi),表明框架主體結(jié)構(gòu)都處于彈性狀態(tài),符合建筑結(jié)構(gòu)多道抗震設(shè)防的思想。

圖12 加載后的框架整體Fig.12 The overall frame after loading

a—螺栓應(yīng)變; b—主體框架應(yīng)變。圖13 應(yīng)變分析Fig.13 Strain analysis

4 結(jié) 論

本文對(duì)原試件(KBF-0)和震后修復(fù)的試件(KBF-1)進(jìn)行了擬靜力試驗(yàn)研究,通過(guò)分析其破壞模式、滯回性能、承載力、延性、剛度退化和等效黏滯阻尼系數(shù)等抗震性能指標(biāo),得出以下結(jié)論:

1)2個(gè)試件的破壞部位均出現(xiàn)在耗能梁段,破壞模式分別為耗能梁腹板嚴(yán)重的鼓包變形和腹板與端板焊縫熱影響區(qū)的撕裂破壞,均為典型的剪切破壞。

2)通過(guò)對(duì)試驗(yàn)后KBF-0試件的外觀檢查和應(yīng)變分析可知,除了耗能梁區(qū)段和耗能梁與框架梁連接螺栓達(dá)到屈服應(yīng)變外,框架其他部件和其他螺栓都處于彈性狀態(tài)且震后框架整體變形較小。

3)修復(fù)后的試件(KBF-1)的峰值承載力和等效黏滯阻尼系數(shù)雖然不及原試件,但仍保留較高的承載力和良好的耗能性能。

4)修復(fù)后的試件(KBF-1)的耗能梁塑性轉(zhuǎn)角相比原試件(KBF-0)的下降了26.3%,但仍然超過(guò)相應(yīng)規(guī)范限值,說(shuō)明耗能梁段仍有很好的轉(zhuǎn)動(dòng)能力;極限狀態(tài)下,試件(KBF-1)的層間位移角接近鋼框架彈塑性層間位移角限值,表明修復(fù)的模型仍具備較好的整體變形能力。

綜上所述,通過(guò)對(duì)震后修復(fù)模型的抗震性能指標(biāo)的分析,論證了此模型震后通過(guò)替換耗能梁段進(jìn)行修復(fù)方法的可行性。