节点刚接与螺栓连接的屈曲约束支撑框架结构抗震性能

虞爱平， 刘祥泰， 毛飞腾， 王翠红， 邓雪莲*

(1.广西岩土力学与工程重点实验室， 桂林 541000； 2.桂林理工大学土木与建筑工程学院， 桂林 541000)

设计合理的屈曲约束支撑(buckling restrained braced，BRB)在拉、压作用下均可进入屈服耗能，使钢支撑的受压强度和耗能能力得到充分利用，具有稳定的滞回耗能能力和较大的延性[1]，将此类支撑布置在框架层间形成了屈曲约束支撑框架(buckling restrained braced frame，BRBF)结构体系，在工程结构中得到了广泛应用。中外学者对其进行了各类研究[2-4]。王永贵等[5]在5种工况下的抗侧刚度比及两种布置方式下，对3种不同层数的结构模型进行弹塑性静力分析，研究表明抗侧刚度比较支撑布置方式对屈曲约束支撑钢框架结构抗震性能的影响更为显著；陈宜虎等[6]采用两种多层BRBF典型结构形式模型为研究对象，以各模型的BRB水平力分担率平均值和首层剪重比为主要研究参数，探讨了多层BRBF结构抗震性能；胡俊等[7]对不同有效屈服长度比的长行程的BRB进行了拟静力试验。研究发现高有效屈服长度比能够有效提高试件的极限承载力及位移且强度稳定退化，而有效屈服长度比对长行程BRB的刚度退化性能影响不大；杜志强等[8]提出了一种新型BRB消能器，且不需要填充混凝土，更易于装配、检视和更换。然而比传统BRB重量更大才能达到相同的耗能能力；殷占忠等[9]对原框架和增设改进型双钢管约束屈曲支撑加固的钢框架进行了Pushover分析和非线性时程分析，发现改进型双钢管约束屈曲支撑框架的刚度和强度明显提高，可提高结构的抗震性能；贺强等[10]研究了带BRB的扭转不规则框架，在罕遇地震作用下的扭转位移比变化均匀，最大值为1.17。框架底层BRB滞回曲线饱满，耗能减震效果明显。

在地震作用下，钢结构整体倒塌破坏发生较少，主要发生在梁柱节点区域，其中节点区域的焊接应用最广，灵活性好，但易变形，焊缝附近材质加热升温变脆，效率低等缺点。近年来，梁柱节点采用螺栓连接的形式减少了现场焊接施工污染，且具有震后修复简单，人工成本少，效率提高等优点。

综上所述，深入研究不同梁柱节点连接形式的钢框架结构的抗震性能对钢结构形式发展具有重要意义。为此，通过节点转换将原梁柱节点刚接的BRBF模型转变成节点螺栓连接的BRBF模型，然后通过CLAP软件对两种BRBF模型进行静动力分析。

1 分析模型

1.1 模型参数

中国钢结构跨度常用的有6～24 m，并结合传统的民用建筑的层高3～4.5 m，以8层梁柱节点刚接的屈曲约束支撑钢框架(T-BRBF，简称TM)模型和8层梁柱节点螺栓连接的屈曲约束支撑钢框架(S-BRBF，简称SM)模型为研究对象。设计4榀3跨的对称正方形钢框架结构，各跨跨度均为7.2 m，总跨度为21.6 m，框架首层层高4.5 m，其他层高4.0 m，总高度为32.5 m。模型柱采用箱型钢柱，梁采用H型钢，梁和柱的钢材采用Q355钢材。BRB的芯材采用实心方形钢棒，采用Q235钢材。BRBF模型的柱脚刚接，BRB两端与梁柱节点铰接。BRB支撑形式设计成“K”字形。材料弹性模量E=20 500 N/mm2，剪切模量G=7 900 N/mm2。

根据日本的BRBF结构设计，建议柱梁刚接框架中BRB的β值为30%左右[11]，因此将3组基本模型的BRB水平分担率β值分别设置为20%、30%、40%，并将TM模型分别命名为TM20、TM30、TM40。通过节点转换[12]将TM模型转变成节SM模型，对应命名为SM20、SM30、SM40。由于BRBF模型对称分布，故取Y1、Y2榀框架作为研究对象，BRBF模型平面及立面图如图1所示。

根据文献[13]，BRB在框架中承担水平剪力所占比例用支撑水平力分担率β定义，其计算公式为

(1)

βi=Qbui/Qui

(2)

式中：βi为第i层BRB水平力分担率；Qbui为达到设计层剪力时第i层BRB分担的水平剪力；Qui为第i层的设计层剪力；n为模型层数。

C1、C2分别为边柱、角柱；B为框架梁图1 框架模型Fig.1 Frame model

结合CLAP软件，调整梁、柱截面，使得层定义下强柱系数控制在2.3，控制框架基本周期较为接近。各模型第i层强柱系数αi的表达式为

(3)

2 静力弹塑性分析

2.1 分析方法

(1)分析软件：运用CLAP软件基于位移控制(即位移增分法)对模型进行静力推覆分析，总计100增份。

(2)分析建模：计算模型图如图1所示。假定屈服后的材料刚度为1/100的初始刚度。考虑模型中各榀框架的对称性且楼板刚度较大，假设各层楼板均为刚性，对各模型仅选取外两榀框架(即Y1榀和Y2榀)进行静力推覆分析。

(3)荷载布置：地震分布的水平荷载采用倒三角分布竖向集中作用在每一层的柱顶，用T1表示，地震作用等效水平荷载作用于各层柱柱头，对应于每层用F1～F8表示，图2为分析模型各层的受力形式。

(4)构件恢复力模型：框架柱梁钢材本构关系采用双线型。

图2 分析模型荷载分布Fig.2 Load distribution of analysis model

2.2 结果分析

2.2.1 层剪力和层间位移的关系

图3、图4为静力弹塑性分析中各模型层剪力Q与层间位移U关系曲线(Q-U关系曲线)，并绘出达到弹性层间位移角限值1/250和弹塑性层间位移角限值1/50(失效点)时和BRB、梁初次形成塑性铰时各层剪力与位移关系。表1为6组模型达到1/50(失效点)时的主要变化参数。

图3 模型T-BRBF的层剪力与层间位移关系曲线Fig.3 Relationship between story shear and inter-story displacement of model T-BRBF

由图3、图4可知，各层构件首次出现塑性铰的顺序为：BRB 屈服→结构达到弹性层间位移角限值 1/250→梁端屈服→结构达到层间位移角限值 1/50。

对比3个TM模型，在达到弹性层间位移角限值1/250以及梁出现塑性铰时，Q-U关系曲线及变化幅值区别不大，而主要区别在于BRB的层剪力及层间位移随着β值的增大而增大，符合增大β值后的效果。其次模型TM20、TM30、TM40达到失效点1/50时，首层最大层剪力破坏分别为10 000、9 500、9 700 kN，而顶层最大层剪力破坏分别为3 200、3 000、3 100 kN，最大层间位移分别在3、4、3层，均集中在中下部楼层且突出明显。

图4 模型S-BRBF的层剪力与层间位移关系曲线Fig.4 Relationship between story shear and inter-story displacement of Model S-BRBF

表1 模型达到失效点1/50时的主要变化参数

对比3个SM模型，模型SM30的Q-U关系曲线与模型SM20相似。而模型SM40与模型SM20和SM30相比，达到弹性层间位移角限值1/250时，BRB、梁端和达到失效点1/50时首次出现塑性铰的各层层剪力持续增加，框架层间位移整体小幅度增加。模型SM20、SM30、SM40达到失效点1/50时，首层最大层剪力破坏分别在4 800 、5 100 、5 600 kN，而顶层最大层剪力破坏分别在1 500、1 600、1 800 kN，最大层间位移分别在4.5、4、4层，均集中在中下部楼层且突出明显。

综上所述，在相同β值下，梁柱节点从刚性连接改为螺栓连接后，结构首层和顶层失效时的最大破坏层剪力降低了1/2。在推覆分析过程中，伴随着β值增大，不同连接方式的结构整体层剪力均随着β值增大而增大。达到弹塑性层间位移角限值1/50时，两种不同连接方式的BRBF结构均表现出中下部或者中部楼层变形突出的特征，但总体而言SM模型的最大变形楼层集中上移。

3 动力弹塑性分析

3.1 地震波选择

假定结构阻尼系数为2%的刚度比例型，研究模型采用抗震设防烈度为8°、9°，所对应的峰值加速度分别设为400、620 cm/s2。地震分组取第二组，场地类别为Ⅱ类，框架抗震等级为二级。各模型动力时程分析时间为30 s，时间间隔为0.01 s。根据《建筑抗震设计规范》(GB 50011—2010)[14]以及地震的不确定性，为了使平均地震影响系数曲线应与反应谱曲线在统计意义上相符，应选取不少于两组的实际强震记录和一组人工模拟记录进行弹性时程分析法。因此，选择7条反应谱平均值与抗震规范中建筑结构地震影响系数(反应谱)曲线相吻合的地震波，其中影响系数曲线如图5所示。包括两条人工波：ART1、ART2和5条天然波CHICHI、HM、IWATE、TCU、TH4，其中天然波占比大于2/3。

3.2 分析结果

3.2.1 最大层间位移分布

β值为20%、30%、40%的各模型在两种不同加速度峰值的罕遇地震作用下各层最大层间位移关系如图6所示，并在图6中加入1/250、1/100、1/50的层间位移角参考线。6个模型在不同加速度峰值荷载作用下位移值及位移差如表2所示。根据图6及表2分析得出如下结论。

(1)各组模型的层间位移均控制在弹塑性层间位移角限值1/50以内，几乎都大于弹性层间位移角1/250。变化规律都呈现先增大后减小的规律，在2～6层，SM模型层间位移均明显大于TM模型，结构整体变形更为严重，表明SM模型在地震作用下抗侧移性能较差，TM模型整体相对稳定。

(2)加速度峰值为400 cm/s2时，两个模型都控制1/250～1/100。模型TM20和模型SM20的最大层间位移都出现在第2层，最大层间位移值接近，分别为3.44、3.47 cm，相差近0.03 cm。TM30模型和SM30模型最大层间位移在第5层，分别3.09、3.41 cm，相差近0.32 cm。TM40、SM40模型最大层间位移分别出现在第2层(2.98 cm)、第3层(3.50 cm)，相差近0.52 cm。可见，不同β值的同种连接形式模型结构整体的最大层间位移接近，但最大位移差随着β值增加而不断增大。

图6 最大层间位移分布Fig.6 Maximum layer displacement distribution

表2 不同连接方式的不同加速度荷载峰值作用下的 Max位移值及位移差

图7 各模型各层 BRB 吸收的塑性能量分布Fig.7 The plastic energy distribution of layers BRB sharing

(3)在加速度峰值为620 cm/s2时，β=20%和β=30%的模型层间位移区别不明显，而β=40%的模型则整体明显减小。SM模型局部层变形突出现象更明显。TM20、SM20、TM30、SM30、TM40、SM40模型的最大层间位移分别为5.51(第3层)、7.35(第3层)、4.96(第3层)、7.22(第3层)、4.60 (第2层)、6.07 cm(第3层)，相差近1.54、2.26、1.47 cm。

3.2.2 BRB塑性变形能量分布

各模型在两种不同加速度峰值的罕遇地震作用下的BRB能量如图7所示。随着楼层的增加，不论是TM模型还是SM模型，BRB吸收塑性变形能量总体呈现先增大后减少的趋势。除了在加速度峰值为620 cm/s2时，模型TM20的BRB能量明显比模型SM20大，其余在同种加速度峰值下，TM模型与SM模型中BRB吸收塑性变形能量基本相差不大。模型SM20和TM20的各层BRB吸收塑性变形能量值变化相对缓和，都在中下层集中。模型TM30和SM30的BRB能量主要集中在出现在2～4层，模型TM40和SM40的BRB能量主要集中在2层，且集中现象明显。

综上，随着β值的增大，不论是TM模型还是SM模型，其BRB吸收塑性变形能量值越往下部层集中，易出现损伤集中效应和变形在某些层增大，而其他层难以变形的不利现象。

3.2.3 弹塑性分析层滞回曲线关系

根据对模型弹塑性能量分布的统计分析，得知在加速度峰值为400 cm/s2地震作用下，模型TM组和模型SM组中吸收的全部塑性应变能量Ep最大的模型为TM30和SM30，且最大层能量对应为第二层和第三层。在模型TM30中吸收塑性应变能量最大的构件为2层的右侧BRB，模型SM30的3层右侧BRB。在加速度峰值为620 cm/s2的地震作用下，吸收塑性应变能量最大的构件则为模型TM30的2层的左侧BRB和模型SM30的3层右侧BRB。选择这4个构件滞回曲线进行分析，如图8所示。

图8 TM30模型和SM30模型的BRB滞回曲线Fig.8 BRB hysteretic curves of TM30 model and SM30 model

对比图8(a)和图8(c)、图8(b)和图8(d)可知，从整体趋势来看，模型耗能最大的构件BRB的滞回曲线都比较饱满。滞回曲线面积随着加速度峰值增加而变大，模型SM30增大尤为明显，说明构件耗能增加，符合增加加速度峰值后的效果。对比图8(a)和图8(b)、图8(c)和图8(d)可知，在加速度峰值为400 cm/s2时，模型TM30的变形范围在-1～2.5 cm，在-1～1.5 cm滞回次数最多，模型SM30则为-2～2 cm，在-1～1 cm滞回次数最多，但是两个模型的滞回曲线面积相近。在加速度峰值为620 cm/s2时，两个模型的滞回曲线面积存在较大差异，模型TM30的变形范围为-3～2 cm，循环次数多且集中，而模型SM30的变形范围为-3～8 cm，但梁柱节点采用螺栓连接的BRBF模型的地震需求耗能更多。

4 结论

(1)梁柱节点从刚性连接改为螺栓连接后，结构首层和顶层失效时的最大破坏层剪力降低了1/2，这是因为螺栓连接模型的刚度较刚接模型低。其次达到弹塑性层间位移角限值1/50时，两种不同连接方式的BRBF结构均表现出中下部楼层变形突出的特征。

(2)在地震波作用下，各组模型的层间位移均控制在弹塑性层间位移角限值1/50以内，几乎都大于弹性层间位移角1/250，都呈现先增大后减小的规律。梁柱节点螺栓连接模型层间位移均明显大于刚接模型，说明刚接模型抗侧移能力更强。

(3)除在加速度峰值为620 cm/s2时，模型TM20的BRB能量明显比模型SM20大，其余在同种加速度峰值下，模型TM与模型SM中BRB吸收塑性变形能量基本相差不大，且都往中下部层集中现象。

(4)滞回曲线饱满，但梁柱节点螺栓连接的模型的滞回曲线面积大于刚接模型，地震需求耗能更多。