帶可更換保險絲典型鋼框架的地震損傷控制性能研究

李 行,林旭川,張令心,朱柏潔,謝賢鑫

(1. 中國地震局工程力學研究所 地震工程與工程振動重點實驗室,黑龍江 哈爾濱 150080;2. 地震災害防治應急管理部重點實驗室,黑龍江 哈爾濱 150080)

0 引言

鋼框架憑借良好的抗震性能已成為鋼結構的主要形式之一,傳統的梁柱焊接連接仍然存在受損后不易修復等缺點[1]。例如,1994年美國北嶺地震中大量鋼結構梁端連接發生脆性斷裂,震后修復困難,結構功能被迫長時間中斷,造成了嚴重的經濟損失[2-5]。為保護鋼框架梁端連接,提高其抗震韌性,研究者受結構損傷控制理念啟發,提出了兼具保護功能和可更換性的地震損傷控制保險絲[6-7]。本文建議的地震損傷控制保險絲是布設于鋼梁柱節點附近,具有集中結構損傷特征的犧牲元件或構件[8]。地震作用下,保險絲先于主體構件破壞,起到保護梁柱連接的作用;震后,螺栓連接形式可以保障受損保險絲的快速更換,提高結構功能的恢復速度,起到提高結構抗震可恢復性的作用。

近年來,國內外學者針對帶損傷控制保險絲梁柱節點進行了相關研究。作者曾提出了一種帶有保險絲和阻尼器的高強鋼框架結構體系。該體系的特點是地震時保險絲保護梁端連接免受損傷,阻尼器耗散地震能量,高強鋼主體構件保持彈性,可初步實現結構“大震彈性”;地震后更換受損的保險絲和阻尼器即可快速恢復結構功能[9]。帶保險絲高強鋼梁柱節點擬靜力試驗和有限元分析結果表明,保險絲可有效控制梁端的承載力需求,避免梁端發生屈服,且采用螺栓連接實現受損保險絲的可更換性[10-11]。VALENTE等[12]基于提出的鋼梁柱連接保險絲,利用擬靜力試驗研究了焊接和螺栓2種連接形式對保險絲抗震性能的影響。結果表明,保險絲保護了梁端連接,且采用螺栓連接可耗散更多能量。王萌等[13]提出了帶低屈服點鋼延性保險絲的鋼框架節點。有限元分析結果表明,拼接位置、梁高和翼緣蓋板厚度對保險絲的保護作用影響較大,設計不合理時會造成保險絲提早失效。

上述既有研究表明,現有研究多立足于構件層面,對帶保險絲梁柱節點的抗震性能進行試驗或分析,而對于帶保險絲結構損傷控制性能的研究相對較少。然而,帶保險絲結構作為一種新型結構,在地震作用下,保險絲通過限制結構受力控制結構損傷,其對整體結構變形能力、損傷機理和失效模式的影響是不可忽略的。因此,開展帶保險絲結構的地震損傷控制性能研究對掌握其抗震性能和推進保險絲的工程應用具有重要意義。

以提出的地震損傷控制保險絲為基礎,本文闡述了保險絲的構造和工作原理,提出了帶保險絲結構的抗震分析有限元建模方法,并采用試驗數據對其合理性進行驗證;采用靜力和動力彈塑性分析方法,進一步研究了帶保險絲鋼框架的損傷機理、失效模式和變形特點,建立了保險絲受損情況與結構抗震性能之間的對應關系,探討了保險絲強度閾值和主體構件材料強度對結構性能的影響。

1 保險絲構造及工作機理

1.1 保險絲構造

為避免鋼梁端部在地震作用下受到嚴重的損傷,曾提出一種由保險絲連接板和腹板連接件組成的損傷控制保險絲組件(以下簡稱保險絲),如圖1所示。其在應用時,在梁端外一定距離處鋼梁斷開,分別用保險絲連接板和腹板連接件連接縫隙兩側的鋼梁翼緣和腹板,各部件間采用螺栓連接。保險絲連接板利用屈服和受壓屈曲變形限制其所連接鋼梁截面的內力,實現保護梁端的目的。

圖1 帶保險絲梁柱節點示意圖Fig. 1 Schematic beam-to-column joints with fuses

1.2 工作機理

地震作用下帶保險絲框架的變形和受力如圖2所示。由圖可知,保險絲控制梁端變形和受力。在保險絲損傷控制作用下,梁端截面所能達到的最大內力與其屈服強度的比值稱為保險絲強度閾值γ。強度閾值主要控制保險絲先于主體構件進入屈服狀態,確保保險絲所連接截面達到最大承載力前梁端不發生屈服。地震時,保險絲可集中結構損傷,保護主體構件;地震后,通過拆裝螺栓對受損保險絲進行更換,快速恢復結構功能。保險絲的最大承載力Mfuse可由式(1)確定:

圖2 帶保險絲鋼框架變形和受力分析Fig. 2 Mechanical analysis and deformation model of steel frame with fuses

(1)

式中:My為鋼梁截面屈服強度;Mfuse為保險絲的最大承載力;La為柱端到縫隙截面中心距離;Lb為反彎點到縫隙截面中心距離。

LIN等[14]曾對帶保險絲節點的抗震性能開展了一系列擬靜力試驗研究,其中典型試件H-F18的概況如圖3所示。試件的彎矩-轉角滯回曲線如圖4所示。在加載初期,該試件保持彈性;隨著加載幅值的增加,保險絲先屈服,構件承載力進入強化階段;而后,構件承載力上升至保險絲強度閾值控制下所能達到的峰值強度(以下簡稱閾值強度);當保險絲進入屈曲階段時,構件承載力出現軟化現象,曲線開始下降;隨著荷載的進一步增大,縫隙兩側的鋼梁翼緣發生接觸,截面內力再次上升。從試驗得到的該試件,骨架曲線可簡化為4個階段:彈性段、強化段、軟化段和強度再上升段。不同階段可由屈服點、最大彎矩點和翼緣接觸點等關鍵點進行劃分。

圖3 試件H-F18概況[14]Fig. 3 Details of specimen H-F18

圖4 帶保險絲鋼梁彎矩-轉角滯回曲線和簡化骨架曲線Fig. 4 Hysteretic loop and skeleton curve of beam with fuses圖5 帶保險絲鋼梁的滯回規則Fig. 5 Hysteretic behavior of beams with fuses

在骨架曲線基礎上,將帶保險絲構件的彎矩-轉角滯回行為簡化如圖5所示,具體描述如下:①當荷載小于屈服彎矩My時,構件處于彈性階段,加、卸載剛度均為彈性段剛度K1,曲線沿OA或OA′段行進。②當荷載大于屈服彎矩My時,加載過程中,曲線沿著骨架線行進;卸載過程中,曲線以剛度K1進行卸載。③若卸載時荷載未達到0再次加載,則曲線按原卸載剛度K1再加載至原卸載點。④卸載完成后繼續反向加載,荷載未超過反向屈服彎矩R×My時,曲線按照反向加載剛度S×K1加載;荷載超過反向屈服彎矩時,曲線指向行進方向的歷史最大位移點。負向首次加載時,曲線指向負向骨架曲線上的屈服點A′。⑤若歷史最大位移點大于翼緣接觸點,則反向再加載曲線指向翼緣接觸點。負向加、卸載過程按照上述步驟往復進行。試驗結果表明,參數S和R可分別取0.5和1.7,強度再上升段的剛度可取為彈性段剛度的15%。

2 有限元模型及驗證

2.1 有限元模型

為方便對帶保險絲結構進行彈塑性分析,本文通過編制用戶子程序將保險絲行為嵌入到通用有限元軟件MSC. Marc中。圖6為帶保險絲梁柱節點試件的有限元模型。梁、柱構件和保險絲分別采用梁單元Thin-walled section beam和轉動彈簧單元Spring建模。轉動彈簧連接縫隙兩側梁單元節點的轉動自由度,并被賦予符合保險絲非線性行為的彎矩-轉角滯回關系。耦合縫隙兩側節點的軸向和切向自由度,分別模擬保險絲傳遞的梁軸力和剪力。

圖6 帶保險絲梁柱節點的有限元模型Fig. 6 Finite element model of beam-to-column joint with fuses

保險絲本構曲線特征點的彎矩和轉角可基于修正Gomes-Appleton模型進行計算,具體方法如式(2)～式(8)所示。其中,屈服點的彎矩My和轉角θy可由式(2)～式(3)計算:

My=4μφAfyH+∑Vbolt×Lbolt

(2)

(3)

式中:φ為受壓穩定系數;A為保險絲連接板中間截面面積;fy為鋼材屈服強度;Lb為保險絲連接板削弱截面兩側最內排螺栓間距離;L為縫隙截面到梁反彎點的距離;H為梁高;I為縫隙截面慣性矩;Vbolt為腹板螺栓連接的抗剪強度值;Lbolt為腹板各排螺栓到中性軸的距離;μ為保險絲連接板應力分布不均勻分布系數,取0.9。

最大彎矩點的彎矩Mu和轉角θu可由式(4)～式(6)計算:

(4)

(5)

(6)

式中:fu為鋼材抗拉強度;Lr為保險絲連接板截面削弱部分的長度;δ為保險絲連接板軸向變形。

翼緣接觸點的彎矩Mt和轉角θt可由式(7)～式(8)計算:

(7)

(8)

式中:γ為縫隙寬度;Lbolt,F為腹板各排螺栓到接觸翼緣的距離。

2.2 模型合理性驗證

數值模擬與試驗的結果對比如圖7所示。由圖可知,數值模型能夠反映帶保險絲構件強度軟化和剛度退化等特征,模擬結果與試驗結果基本吻合,閾值強度最大誤差在7.0%之內,驗證了建模方法的合理性。

圖7 滯回曲線對比Fig. 7 Comparison of hysteretic loops

3 算例設計

為研究帶保險絲結構的損傷控制性能,分析其損傷機理、失效模式和層間變形,設計了一榀普通鋼框架(moment resistance frame,MRF)和一榀帶保險絲新型鋼框架(moment resistance frame with fuses,MRF-F)。此外,為探討保險絲閾值和主體構件材料強度對帶保險絲結構性能的影響,在新型鋼框架MRF-F的基礎上,分別設計了不同閾值保險絲和高強鋼梁柱構件的對比算例。

3.1 鋼框架設計

本文按GB 50011—2010《建筑抗震設計規范》[15]設計了一榀6層平面鋼框架,層高為3m,跨度為6m。建筑類別為丙類,抗震設防烈度為8度,建筑場地類別為III類,設計地震分組為第一組,框架的抗震等級為三級,設計基本地震加速度為0.20g,場地特征周期0.35s。梁恒載16.5kN/m,活載10.0kN/m,填充墻荷載3.0kN/m。梁和柱均采用Q345鋼,梁截面為H-300mm×150mm×10mm×15mm,柱截面為H-300mm×260mm×10mm×15mm。據FEMA-350[16]中關于狗骨節點的設計建議,同時考慮實際安裝需要,將保險絲置于梁端外500mm處。新型鋼框架結構布置如圖8所示。

圖8 新型鋼框架結構布置圖Fig. 8 New steel frame structure diagram

3.2 保險絲設計

保險絲采用Q235鋼,參考陳祎安[17]的研究結果設定保險絲強度閾值γ為0.85,按式(1)確定保險絲的最大承載力。骨架曲線特征點的轉角與彎矩如表1所示,滯回參數與試件H-F18相同。

表1 保險絲鋼梁截面彎矩-轉角骨架曲線特征點Table 1 Feature points on skeleton curves of section moment-rotation of beams with fuses

由保險絲工作機理可知,強度閾值過大會導致其無法保護結構,閾值過小則會引起結構強度得不到充分利用。為研究保險絲強度閾值對結構性能的影響,在算例MRF-F的基礎上,以保險絲骨架曲線各段剛度不變,僅調整強度為原則,設計了3個強度閾值分別為0.75、0.95和1.05的保險絲,并建立了對應的算例,分別命名為MRF-F-0.75、MRF-F-0.95和MRF-F-1.05。此外,為提升帶保險絲結構性能, 在算例MRF-F的基礎上, 主體構件的鋼材強度等級替換為 Q550 高強鋼,保險絲強度閾值仍為0.85,建立帶保險絲高強鋼框架算例,命名為HMRF-F。各算例詳細參數如表2所示。

表2 各算例詳細參數Table 2 Parameters of studied cases

上述算例可根據研究目的分為3組,第一組包含普通鋼框架MRF和帶保險絲新型鋼框架MRF-F,通過靜力和動力彈塑性分析,研究帶保險絲鋼框架的損傷機理、失效模式和可恢復性能,探索保險絲受損程度與結構性能的對應關系。第二組包含不同強度閾值的帶保險絲鋼框架MRF-F-0.75、MRF-F-0.95和MRF-F-1.05,通過靜力彈塑性分析研究保險絲強度閾值對結構性能的影響。第三組包含帶保險絲高強鋼框架HMRF-F,對其進行靜力和動力時程彈塑性分析,研究主體構件鋼材強度對帶保險絲結構強度和變形的影響。

4 算例對比分析

4.1 靜力彈塑性分析

為研究帶保險絲鋼框架的損傷機理、失效模式,探索保險絲受損程度與結構性能之間的對應關系,分析保險絲強度閾值和梁柱的鋼材強度等級對結構性能的影響,對各算例進行靜力彈塑性分析?？紤]到框架以剪切變形為主,且剛度和質量沿高度分布均勻,采用倒三角型荷載分布模式進行加載。在傳統靜力彈塑性分析方法的基礎上,采用基于多點位移控制的加載方式[18]。該加載方式通過增加附加位移來控制側向荷載比,可提高分析的數值穩定性和收斂性。

4.1.1 Pushover曲線

各算例的基底剪力和頂點位移Pushover曲線對比如圖9所示,特征強度對比如表3所示。其中,Py和PFy分別為構件屈服時普通鋼框架和帶保險絲鋼框架的底部剪力,Pu和PFu分別為普通鋼框架和帶保險絲鋼框架的最大承載力,PFfuse為帶保險絲鋼框架的閾值強度。由圖9可知,帶保險絲鋼框架的Pushover曲線具有明顯的強度下降段和再上升段,與保險絲骨架曲線的4個階段相似,說明保險絲控制了結構的響應。新型鋼框架MRF-F的屈服承載力和最大承載力分別為普通鋼框架MRF的60.8%和89.6%,說明新型鋼框架強度略低于普通鋼框架。而PFfuse約為Py的88%,表明普通鋼框架的強度達到PFfuse時,梁端未屈服,主體構件處于彈性狀態,保險絲起到了保護作用。各算例的初始剛度相近,說明帶保險絲鋼框架同樣具備足夠的側向剛度,避免結構整體破壞。

圖9 Pushover曲線對比Fig. 9 Comparison of Pushover curves of frames

表3 特征強度對比Table 3 Comparison of strengths of frames with various threshold values

4.1.2 損傷機理和失效模式

對比普通鋼框架MRF和新型鋼框架MRF-F的破壞過程可發現,普通鋼框架的損傷從底部樓層的梁端開始,并逐漸向上部樓層梁端發展。當最大層間位移角達到2.0%時,結構底部3層鋼梁屈服。最終,由于底部樓層梁、柱端形成塑性鉸,導致結構失效。與普通鋼框架的損傷過程不同,新型鋼框架的損傷從保險絲開始,逐漸發展到梁、柱等主體構件,其塑性鉸發展過程如圖10所示。具體損傷過程如下:①最大層間位移角達到0.8%,2層邊跨保險絲屈服;②最大層間位移角增大到0.9%,底層保險絲開始屈服,結構剛度變化;③最大層間位移角達到2.1%,底部3層保險絲和底層邊柱底部逐漸屈服,而各層鋼梁保持彈性;④在2.7%最大層間位移角下,底部4層保險絲屈服,部分保險絲達到閾值控制狀態,結構達到閾值強度,而后承載力開始降低;⑤最大層間位移角為5.2%時,底部2層保險絲截面位置的鋼梁翼緣開始接觸,推覆曲線進入強度再上升段,保險絲逐漸失去保護功能,梁端開始出現屈服;⑥當最大層間位移角達到14%時,新型鋼框架達到最大承載力。隨著荷載增大,塑性變形在梁端、柱底發展和累積,最終導致新型鋼框架破壞。與普通鋼框架不同,新型鋼框架的塑性變形主要集中于保險絲。但兩框架的失效模式相同,均因為底部樓層梁、柱端部形成塑性鉸,導致結構自由度增加,最終形成機構而失效。

圖10 新型帶保險絲鋼框架MRF-F損傷過程Fig. 10 Damage process of new fuse-equipped steel frame MRF-F

4.1.3 保險絲損傷與結構性能的對應關系

受損保險絲的數量和損傷程度影響結構的性能狀態和恢復速度?？疾毂ｋU絲的損傷情況與結構性能間的對應關系,對評估結構損傷性能具有一定意義。根據保險絲強度和變形R的對應關系,可將其損傷程度分為5個階段,包括完好(RCp),如圖11所示。當變形R大于Ls時,保險絲強度下降,無法繼續保證強度閾值,需更換。

圖11 保險絲損傷狀態Fig. 11 Damaged status of fuses

由新型鋼框架MRF-F的破壞過程和Pushover曲線可知,結構性能具有6處明顯變化,分別為保險絲開始屈服、結構整體剛度首次變化、底層柱端開始屈服、結構達到閾值強度PFfuse、結構強度再次上升和結構達到最大承載力PFu。根據PEER的建議,選取最大層間位移角作為定量描述新型鋼框架性能的參考指標[19]。

在靜力推覆荷載作用下,新型鋼框架MRF-F的最大層間位移角與保險絲損傷情況統計如表4所示。由表4可知,0.8%的最大層間位移角下,主體構件保持彈性狀態,滿足規范對彈塑性層間位移角的規定,此時約有97%的保險絲完好,僅個別保險絲屈服;最大層間位移角增至0.9%時,結構整體剛度發生變化,約有11%的保險絲輕微損傷,無需被更換;2.1%最大層間位移角下,結構底層柱開始屈服,有17%的保險絲嚴重損傷,需要被更換;2.7%最大層間位移角下,結構達到保險絲閾值控制下的最大強度PFfuse,需更換的保險絲占比增至約36%;5.2%最大層間位移角下,強度再次上升,需被更換的保險絲占比增至67%;14.0%最大層間位移角下,大量梁柱屈服,結構到達最大承載力,保險絲發生嚴重損傷或破壞,需全部更換。

表4 最大層間位移角與保險絲損傷情況統計Table 4 Statistics of the maximum drift ratio and damage of fuses %

4.1.4 保險絲強度閾值對結構性能的影響

不同強度閾值算例的推覆曲線如圖9所示。帶保險絲算例的閾值強度PFfuse隨著保險絲閾值的增大而增大,MRF-F-0.75、MRF-F-0.95和MRF-F-1.05的閾值強度分別為普通鋼框架屈服強度Py的0.79、0.95和1.07倍。但除算例HMRF-F外,其他各帶保險絲鋼框架算例的最大承載力相差很小,原因可能是結構達到最大強度時,保險絲已退出工作,最大承載力由梁、柱等主體構件控制。算例MRF-F-1.05在1.3%層間位移角下,保險絲雖未達到閾值強度,但鋼梁端部已經開始屈服。且當結構達到閾值強度時,其底部樓層的中柱和梁端已進入塑性,說明強度閾值大于1.0時,保險絲無法發揮保護作用。綜合考慮主體構件強度利用和保險絲的保護效果,強度閾值取為0.85是較合理的。

4.1.5 主體構件材料強度對結構性能的影響

帶保險絲高強鋼框架算例HMRF-F與普通鋼框架MRF的Pushover曲線對比如圖9所示。由圖可知,帶保險絲高強鋼框架屈服強度與普通鋼框架較接近,其最大承載力提升為普通鋼框架的1.42倍。說明提高主體構件強度等級,帶保險絲結構能夠獲得與普通鋼結構相近的屈服承載力,且最大承載力可得到較大幅度的提高,彌補保險絲對結構強度的削弱,為保險絲的工程設計提供參考。

4.2 動力彈塑性時程分析

靜力彈塑性分析雖能了解結構在側向力作用下從構件到結構多層面的損傷發展過程和失效模式,但無法考慮結構動力特性、地震動特征等因素的影響。對普通鋼框架MRF、新型鋼框架MRF-F和帶保險絲高強鋼框架HMRF-F開展動力彈塑性時程分析,研究保險絲對結構變形和功能恢復的影響,并進一步探討主體構件材料強度對帶保險絲結構性能的影響。

4.2.1 地震動的選取

根據GB 50011—2010《建筑抗震設計規范》[15]的要求選取了7條地震動,包括6條天然地震動和1條人工地震動,各條地震動的擬加速度譜如圖12所示。選取70、200、400、620 Gal這4種地震動峰值加速度(peak ground acceleration,PGA)幅值,分別對應8度設防要求下小震、中震、大震和超大震作用。此外,為消除慣性對殘余變形的影響,在地震動輸入結束后,再增加10s無激勵持時,使結構自由振動至靜止狀態。結構響應指標采用各地震動作用下的平均值。

圖12 地震動擬加速度譜Fig. 12 Quasi-acceleration response spectra of selected ground motions

4.2.2 最大層間位移角

不同強度地震動作用下,3個算例的最大層間位移角如圖13所示。由圖可知,小震和中震作用下,3個算例基本保持彈性,層間位移角沿高度的分布情況相似;大震作用下,普通鋼框架MRF、新型鋼框架MRF-F和帶保險絲高強鋼框架HMRF-F的最大層間位移角分別為1.5%、1.7%和1.8%,均滿足規范對鋼框架彈塑性層間位移角的限值要求,即小于1/50;超大震作用下,MRF-F和HMRF-F的最大層間位移角均增大到2.4%,略大于普通鋼框架的2.3%,但相差不大。上述結果表明,帶保險絲鋼框架的最大層間位移角略大,原因可能是保險絲進入塑性后,降低了結構整體剛度,增大了位移響應。帶保險絲鋼框架與普通鋼框架的最大層間位移角相差較小,說明帶保險絲鋼框架在大震和超大震作用下仍有良好的側向剛度,具備一定的變形能力。由于保險絲控制結構響應,改變主體構件強度不會明顯影響結構最大層間變形。高強鋼對帶保險絲鋼框架的最大層間變形影響較小,原因可能是在小、中震下,MRF-F和HMRF-F均基本保持彈性,在大震及超大震作用下,結構變形主要受保險絲控制,受主體結構強度影響較小。

圖13 最大層間位移角平均值Fig. 13 Average value of the maximum story drift ratios

4.2.3 結構損傷與功能恢復

最大層間位移角代表結構在地震作用下的最大反應,可對結構性能進行初步評價,但無法判斷地震對結構造成的損傷。殘余層間位移角可反映結構塑性變形的發展程度,是評價結構受損情況和可恢復性的重要指標之一。FEMA P58[20]給出結構殘余位移與結構損傷狀態的對應關系,具體內容為:①殘余層間位移角達到0.2%時,結構輕微受損,可基本實現震后功能自恢復;②殘余層間位移角達到0.5%,付出較小的經濟代價即可完成對結構功能的恢復;③殘余層間位移角為1.0%時,修復結構需付出較大代價,該指標是判斷修復或重建結構的限值指標。對于帶保險絲結構,除殘余層間位移角外,在地震作用下需更換保險絲的數量同樣影響其可恢復性。因此,采用殘余層間位移角和需更換保險絲占比2個參數對帶保險絲結構損傷情況和功能可恢復性進行評估。地震動作用下,3個算例殘余層間位移角如圖14所示,保險絲受損情況如表5所示。

圖14 殘余層間位移角平均值Fig. 14 Average value of residual story drift ratios

表5 保險絲損傷情況統計Table 5 Statistics of damaged fuses %

由圖14和表5可知,小震下,3個算例均保持彈性,未發生殘余層間變形;中震下,新型鋼框架MRF-F的最大殘余位移角為0.1%,小于0.2%,結構功能可自恢復,此時,僅有17.9%的保險絲輕微受損,無需更換,帶保險絲高強鋼框架HMRF-F仍保持彈性,無殘余變形;大震下,MRF-F的最大殘余層間位移角為0.31%,小于0.5%,更換5.6%的受損保險絲即可恢復結構功能,HMRF-F的最大殘余層間位移角為0.15%,為MRF-F的48%,且僅有0.8%的保險絲需更換;超大震下,MRF-F殘余位移角增大到0.55%,保險絲受損較嚴重,恢復結構功能需更換37.7%的保險絲,HMRF-F殘余位移角0.39%,為MRF-F的71%,19.0%的保險絲需更換,而普通鋼框架MRF殘余變形達到0.35%,超過0.2%,據FEMA P58判斷其已喪失自恢復能力,需要修復受損的主體構件才能恢復結構功能。綜合上述分析可知,小震作用下,3個算例均保持彈性;在中震和大震作用下,帶保險絲結構輕微受損,不需修復或稍經修復即可恢復結構功能;在超大震作用下,更換部分保險絲可恢復新型鋼框架MRF-F的結構功能,無需修復主體構件。在大震和超大震作用下,帶保險絲高強鋼框架HMRF-F殘余變形僅為新型鋼框架MRF-F的48%和71%,且需更換受損保險絲較少,說明提高主體構件材料強度可減小結構殘余變形,有助于結構功能恢復。

5 結論

本文基于提出的地震損傷控制保險絲,給出了帶保險絲結構的數值建模方法,并進行了合理性驗證。采用靜力彈塑性分析和動力彈塑性時程分析方法對帶該保險絲新型鋼框架的地震損傷控制性能進行研究,主要結論如下:

1)提出的數值建模方法能夠準確地模擬帶保險絲結構的力學特征和抗震性能。

2)帶保險絲結構的地震響應受保險絲性能控制,保險絲可有效地控制結構損傷,保護主體結構。為充分發揮保險絲的損傷控制作用,保險絲強度閾值應小于1.00,建議取0.85。

3)區別于普通鋼框架,帶保險絲鋼框架的損傷從結構底層保險絲開始,逐漸向上部樓層發展。在2.1%層間變形下,主體結構無損傷,更換17%的保險絲即可恢復結構功能。5.2%層間變形下,保險絲逐漸失去損傷控制作用,損傷向梁、柱等主體構件發展。

4)小震和中震作用下,保險絲無損傷或輕微損傷,結構無需修復;大震作用下,雖然帶保險絲鋼框架的層間位移角較大,但僅有5.6%的受損保險絲需修復,修復代價較小;在超大震作用下,更換37.7%的保險絲可恢復帶保險絲新型框架的結構功能,無需修復主體構件。

5)帶保險絲高強鋼框架的層間位移角雖與帶保險絲普通鋼框架相近,但殘余層間位移角更小,需修復保險絲數量更少,結構的可恢復性進一步得到了提升。