研究背景
Research background
北岭与神户地震相继发生后，为了防止钢框架中的梁柱焊接节点在强烈地震中断裂，科研人员进行了广泛的研究。尽管如此，即便成功避免了焊缝断裂的破坏情形，梁端产生的塑性铰仍然导致震后修复变得异常艰难，甚至无法实现。现阶段，建筑抗震结构设计的焦点正逐步转移到结构的可恢复功能以及受损构件的可替换性上。一种方法是挑选若干特定的部件或零件，使其发挥“保险丝”的作用，这不仅能够有效遏制损害的蔓延或防止脆性断裂的发生，而且便于地震过后进行替换。这些受损集中的部件可能包括连接板、角钢以及支撑构件等。这些元件的设计目的是为了分散能量并聚集塑性变形，一旦受损元件被新的元件所替代，整个结构便能够恢复至其正常的使用状态，进而减少不必要的巨额修复费用，并降低因结构无法正常运作而造成的经济损失。
近些年，作者对使用可更换能耗角钢（REDA）的梁构件连接方式展开了深入研究。目前，研究已分为三个阶段：首先是对角钢对称布置的纯钢梁连接构造进行了试验研究；其次是对仅在梁下翼缘设置角钢的组合梁连接构造进行了试验研究；最后是对采用该连接构造的钢框架在振动台上的试验研究。本篇文章起初对前两个阶段的研究成果进行了简要回顾，紧接着则着重阐述了第三阶段的研究进展。
研究内容
Research contents
1 可更换耗能角钢连接构造
图1展示了可替换的能耗角钢连接方式。在距离柱面a的位置，钢梁被截断，形成的间隙宽度为g。在钢梁的上翼缘和下翼缘位置，分别用两对截面相同的角钢与钢梁进行连接。若角钢出现损坏，可迅速进行更换。角钢的加工过程相对简单，与钢板相比，其弯曲性也较低。连接处的弯矩是通过上、下翼缘处角钢形成的力偶进行传递的，而剪力则通过四根角钢进行传递。该连接构造传力机制的详细分析可以参见相关文献。
图 1 对称布置连接节点
如图1所示，角钢以对称方式布置，在地震影响下，它们发挥着类似“保险丝”的作用。然而，在现实工程中，钢梁之上通常覆盖着混凝土楼板，此时，更换上翼缘部分的角钢可能会遇到困难。鉴于此，有必要设计一种新型的连接构造，以减轻上翼缘连接元件及混凝土楼板的损害。考虑到这一因素，作者提出了一种非对称式的连接件布局方案（见图2），其中，下翼缘部分采用角钢进行连接，而上翼缘部分则使用连接板件进行组装。
a—立面; b—A—A 断面。
图 2 非对称布置连接构造
该方案优化旨在确保在遭遇设防烈度地震或极为罕见的地震时，非弹性形变主要发生在下翼缘的角钢部分，从而只需更换该处的角钢即可完成修复工作。
在非对称连接结构的构建过程中，角钢的屈服应先于梁段、梁柱节点以及上翼缘连接板的部件。为了达到这一效果，连接部位的抗弯强度与梁的抗弯强度的比例显得尤为关键。此比例受到多个因素的影响，包括角钢中部螺栓之间的自由变形长度段截面积、角钢两肢的面积分配比例、角钢两肢的宽厚比，还有间隙位置a、间隙宽度g以及角钢的自由变形长度等参数。
2 子结构试验
2.1 对称布置连接构造的滞回加载试验
本阶段的试验旨在探究此类连接结构的抗震效果。我们针对4个T形梁柱结构试件进行了滞回加载实验，具体如图3所示。这些试件在柱和梁的截面尺寸上保持一致，具体尺寸为H350×350×20×30和H450×200×8×18。同时，梁的加载端与柱中心线的距离固定为2700毫米。表 1 展示了参数 a、g 以及角钢的尺寸信息，其中角钢的自由变形长度为（g 加上 2 乘以 55）毫米。在表 1 中，试件编号末尾的字母 I 和 C 分别代表钢梁上无混凝土楼板和有混凝土楼板的情况。为确保角钢能先于邻近梁段发生屈服，我们选用了 Q235 级别的钢材来制作角钢，而梁柱部分则采用了 Q345 级别的钢材。
图 3 对称布置连接构造试验
表 1 试件编号及参数 mm
使用相同截面的角钢试件，其荷载与位移关系曲线详见图4。实验结果显示，损伤主要集中在角钢部分；试件的极限承载能力主要由角钢的屈服承载力FAy所决定，而非由梁截面边缘的屈服承载力FBy或其塑性承载力FWy所决定。选择合适的角钢中部螺栓间距，即角钢的变形有效长度，这样能确保连接部位具备足够的变形潜力，防止角钢提前发生弯曲或断裂。角钢的变形自由长度越大，其连接部位的转动性能也就越佳。例如，H500-100I和H500-20I型号的角钢，其转动能力分别达到1/27和1/33弧度。尽管H500-100I的旋转性能超越了H500-20I，然而其承重能力却不及H500-20I，这是因为过长的自由变形长度会促使角钢提前进入弹塑性变形，进而削弱了其承重性能。此外，滞回曲线呈现出梭形特征，显示出连接部位在耗能方面的稳定性。再者，这种设计能有效防止螺栓发生滑动。混凝土楼板的存在使得更换上翼缘角钢变得异常艰巨。加之，对称的布置要求上翼缘连接件承受较大的纵向变形，导致混凝土楼板出现明显的裂缝。
a—该试件型号为H500-20I；b—该试件型号为H500-100I；c—该试件型号为H500-20C。
图 4 第一阶段试验荷载-位移曲线
2.2 非对称布置连接构造的滞回加载试验
在第二阶段的研究中，我们基于前一阶段的研究成果对这种结构进行了优化。首先，我们摒弃了原先上下翼缘角钢对称布置的做法，转而探索了多种新的布置方案。例如，如图2所示，我们采用了连接板件来替代上翼缘处的角钢。同时，在间隙上方的混凝土楼板实现了贯通，并在混凝土楼板的有效宽度范围内对上层配筋进行了加固。通过此优化措施，中性轴位置上移至翼缘上方，进而减少了上翼缘连接板件的变形压力，有效防止了连接件的损坏，并减轻了混凝土楼板的损害。此外，缩短角钢的自由变形长度，使其截面能优先并充分利用塑性变形，同时在其变形潜力完全发挥之前，不会出现螺栓孔处的净截面断裂。图5对这种角钢的结构进行了详细阐述。此外，还有通过增强角钢两端的方式来构建，这种做法与缩短角钢中间部分自由变形长度的截面效果相仿。
图 5 缩减截面角钢
对改进后的连接结构进行了详尽的实验探究，研究重点集中在角钢更换的可行性以及对于上翼缘连接板件和混凝土的低损伤控制效果。实验共使用了三个试件，这些试件的几何尺寸、截面尺寸以及各部分的钢材等级均与第一阶段试验保持一致。不过，值得注意的是，此次实验中使用的角钢自由变形长度相较于第一阶段有所增加。具体角钢的相关信息已在表 2 中详细列出。
表 2 试件编号及参数 mm
每个样本需经历两次加载过程，首次加载至特定层间位移角度，此时角钢将出现塑性变形，样本编号将添加“-1”后缀。之后，更换角钢，并依照既定的加载规程再次进行加载，直至样本完全破坏，这第二次加载的样本编号将加上“-2”后缀。
该阶段试验研究揭示了以下要点：首先，损伤是从下翼缘的角钢部位开始的；其次，通过对比图6a和图6b中角钢更换前后的试验曲线，我们可以观察到，更换角钢之后，试件P1和P2的刚度和承载力均恢复到了初始状态；此外，在这两个试件中，更换角钢之前所记录的最大变形值为0.015弧度。然而，随着试件P3承受更大的形变（例如达到0.02弧度），损伤已经蔓延至钢梁和混凝土楼板，此时即便更换了受损的角钢，结构性能也无法实现彻底的恢复。此外，两种改进的角钢构造（包括减小截面的角钢和加强端部的角钢）均展现出不错的性能，其中减小截面的角钢性能更为出色。而在更换角钢之前，连接处上方的楼板表面仅出现了微小的裂缝。更换了角钢后，试件P1的楼板表面横向裂缝宽度介于0.06至0.08毫米之间，这显示出混凝土楼板即便未经任何修缮，也能继续安全使用。图中还展示了基于梁的弹性刚度与角钢的塑性承载能力所建立的力-变形关系的预测效果。
a—P1; b—P2; c—P3。
图 6 第二阶段试件荷载-位移曲线
3 配置可更换耗能角钢连接构造的钢框架试验
3.1 钢框架模型
初步研究两个阶段的结果显示，可更换的耗能角钢具备类似“保险丝”的作用，且在损坏后能够进行替换。不过，在现实结构中，角钢的更换操作能力在很大程度上取决于框架结构在地震后所残留的较小变形。鉴于此，第三阶段的研究通过振动台试验，着重探讨了装备有可更换耗能角钢的钢结构体系性能，特别是关注角钢的更换操作能力。
如图7所示，本研究设计了一款两榀两跨三层结构的钢框架模型，其几何缩尺比例为0.5。在该框架的左侧跨部，被定义为耗能跨（简称EDB）。此跨部的梁连接结构采用了配备可更换耗能角钢的设计。此外，对可更换耗能角钢的形状进行了优化改进，具体如图8所示。框架右侧部分被设计为提供结构恢复能力的部分，这一部分被称为恢复力跨（re-centering bay，简称RB）。在耗能跨梁与上翼缘连接的板件中，所使用的钢材等级为Q345，而角钢的钢材等级则为Q235。在框架中，所有柱子均采用了Q460级别的钢材。在试验过程中，共准备了三套完全相同的角钢件，目的在于测试这些角钢件在受损后是否能够被顺利更换。在钢梁之上，浇筑了一层厚度为70毫米的混凝土板，同时，该混凝土板的保护层厚度达到了15毫米。
图 7 框架立面
图 8 钢框架试验中的角钢
3.2 加载方案
地震波输入系由1940年加利福尼亚发生的El Centro波之南北分量构成。这些地震波仅作用于框架的纵向部分，即水平地震作用方向位于图7中展示的框架平面内。依据相似性原则，地震波的时间长度被压缩至原长的0.707倍。加载过程被划分为三个阶段，具体如图9所示。在加载过程中，峰值地面加速度aPGA逐级提升，以此施加力。更换角钢的操作分别在第一阶段加载完毕和第二阶段加载结束后进行。首次更换角钢时，结构所承受的峰值地面加速度达到0.35g，这一数值超过了我国针对8度设防地震所设定的0.22g标准，且接近于8度罕遇地震的0.4g水平。在完成角钢的首次更换后，我们重新施加了0.2g的工况，并连续多次加载至0.6g，进而执行了角钢的第二次更换。在完成第二次角钢更换后，我们又对工况施加了0.2g，直至试验达到0.8g，这一数值触及了振动台的安全工作极限。此外，在每次加载工况的前后，我们都进行了白噪声识别试验，旨在检测模型基本周期的变动情况。
图 9 加载工况
3.3 屈服时序
依据应变数据及实地观察结果，该试样的屈服过程可以被划分为四个不同的阶段，具体请参考图10。
在第一阶段，结构的适应性较强（aPGA介于0至0.25g之间）。这时，地面对结构的激励力度相对较小。
第二阶段，塑性变形主要发生在耗能梁上的角钢上，其塑性集中度介于0.25g至0.55g之间。当峰值地面加速度达到0.25g时，耗能跨第一、二层边柱侧的连接位置中的角钢开始出现塑性变形；而当地面加速度增至0.5g时，耗能跨第一、二层中柱侧及第三层边柱侧的连接位置中的角钢亦相继进入塑性状态。构件的恢复力确保了其弹性，同时，混凝土楼板表面的裂缝宽度控制在0.16至0.23毫米之间。
第三阶段，塑性变形扩展至中柱的柱脚（aPGA介于0.55g至0.7g之间）。当峰值地面加速度达到0.55g时，中柱的柱脚开始发生塑性变形，与此同时，位于第三层连接位置的耗能角钢也进入了塑性状态。
在第四阶段，梁的塑性变形扩展到了恢复力跨的范围内，具体数值介于0.7g至0.8g之间。此时，恢复力跨的第一层边柱侧梁端部分开始进入塑性状态。
从以上可以看出,钢框架表现出了明显的屈服时序特征。
图 10 钢框架中的屈服时序
3.4 钢框架的整体响应
表3详细展示了钢框架结构的基本周期、最大层间位移角以及残余位移，这些数据均随峰值地面加速度的不同而有所变化。
表 3 钢框架关键响应
工况二、工况十五、工况三十对应的是初始弹性状态、首次更换角钢后的弹性状态、以及二次更换角钢后的弹性状态。在角钢更换之后，结构的基本周期分别增加了大约1.3%、5.4%。尽管更换角钢后，框架模型的基本周期并未完全回到初始状态，但与初始状态相比，差异并不显著。此外，观察到在输入相同地震烈度（aPGA为0.2g）的情况下，最大层间位移角大致相等。同时，在较为强烈的地震作用下（0.6g），对比工况25与工况32，发现对应楼层的最大层间位移角亦保持一致。这表明，在更换角钢后，框架的结构性能保持稳定。
3.5 更换操作
表3显示，结构残留的位移相当有限，这反映出恢复力跨具有充足的弹性恢复能力。这样的低残留位移，使得角钢的更换作业变得更为简便。在试验过程中，我们共执行了两次更换动作，首次更换角钢时，损伤主要集中在角钢部分；而在第二次更换角钢时，尽管恢复力跨的框架构件也出现了损伤，但其程度却十分轻微。
在更换角钢的过程中，需从下至上逐层进行。首先，在距离连接点一定距离的位置（如图11所示的lr），利用两个液压千斤顶对耗能跨梁进行临时支撑。在卸除损坏的角钢时，假定梁上所承受的全部重力荷载均通过这两台液压千斤顶转移至下一层的梁。接着，选择恰当的支撑距离lr，并对下一层梁的承载能力进行校验（见图11）。更换作业由四名工人执行，首次更换作业耗时大约140分钟（每个连接点耗时约18分钟），而第二次更换作业则仅需110分钟（每个连接点耗时约10分钟）。显而易见，第二次作业的效率显著提升，并且在拆卸及重新装配角钢的过程中并未遭遇任何障碍。图 12 为更换第二层角钢时的现场照片。
a—临时支撑; b—弯矩和剪力图。
图 11 更换角钢时下层梁受力分析
图 12 现场更换角钢
结 论
Conclusions
可更换的耗能角钢能够在其他构件遭受损害之前，有效地吸收地震带来的能量。
精心设计的连接结构能够有效防止混凝土楼板出现严重裂缝或破碎现象。
若主要构件保持弹性状态或出现轻微的塑性变形，进行更换作业是可行的；更换完成后，框架结构的性能可基本恢复至原状。
研究进一步揭示，运用配备可替换的耗能角钢连接方式的框架结构，适用于实现可修复性的设计理念。
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作者简介
陈以一
同济大学 教授
《钢结构（中英文）》 编委
上海杉达学院校长，同时担任中国钢结构协会钢与组合结构委员会的副理事长，上海市土木工程学会的监事长，建筑钢结构教育部工程研究中心技术委员会副主任，上海装配式建筑技术集成工程技术研究中心技术委员会主任，以及《建筑结构学报》的名誉主编。
主要研究集中在建筑钢结构领域。近年来，在建筑工业化的道路上，我与业内同仁携手开展研究，陆续推出了全螺栓连接的多层钢框架体系、分层组装的钢框架体系、部分混凝土包裹的结构体系以及钢框架损伤部件可更换的装配化技术等创新成果。此外，我还担任主编或参编，参与了6本与民用建筑相关的装配式钢结构、钢-混凝土结构领域的行业标准、地方标准和协会标准的编制工作。
