27# ck 焊接螺栓连接钢框架的循环加载试验研究

第２７卷第２期２００６年４月

文章编号：１０００—６８６９（２００６）０２—００４７—１０

建筑结构学报

ＪｏｕｒｎａｌｏｆＢｕｉｌｄｉｎｇＳｔｒｕｃｔｕｒｅｓ

Ｖ０１．２７．Ｎｏ．２Ａｐｒｉｌ２００６

焊接及螺栓连接钢框架的循环加载试验研究

郭

兵ｌ，２，郭彦林２，柳

锋１，李光明１，迟

云１

（１．山东建筑工程学院土木工程系，山东济南２５００１４；２．清华大学土木工程系，北京１０００８４）

摘要：为了探讨、比较焊接和螺栓连接钢框架的极限承载能力、滞回性能及动力特性，本文进行了６榀１：２比例的单跨双层钢框架循环加载试验和动力特性测试，其中焊接、端板螺栓连接、角钢螺栓连接钢框架各两榀。试验过程中每层框架都铺设了混凝土楼板和配重，水平循环荷载按三角形分布施加。循环加载试验表明：当焊接连接框架的焊缝质量较高时，钢框架具有良好的承载能力和滞回性能，其最终破坏模式是构件形成塑性铰而发生强度破坏，属于典型的延性破坏，框架侧向层问塑性变形可以达到层高的１／２５，塑性变形主要来自梁柱连接节点域的剪切变形和柱、梁的弯曲变形；端板螺栓连接框架的承载能力和滞回性能也较好，耗能能力略低于焊接框架，框架侧向层间塑性变形可以达到层高的１／３０，但端板焊缝容易发生断裂；角钢螺栓连接框架的承载能力和耗能能力相对较低，塑性变形主要发生在连接角钢和柱脚部位，且翼缘连接角钢容易发生低周疲劳破坏。动力特性测试结果表明：随着节点转动刚度的减小，框架自振周期延长。关键词：焊接钢框架；端板螺栓连接钢框架；角钢螺栓连接钢框架；循环加载；滞回性能；刚性及半刚性连接；动力特性中图分类号：ＴＵ３９２．１

１７０３１７．１

文献标识码：Ａ

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（１．ＤｅｐａｒｔｍｅｎｔｏｆＣｉｖｉｌＥｎｇｉｎｅｅｒｉｎｇ，ＳｈａｎｄｏｎｇＩｎｓｔｉｔｕｔｅｏｆＡｒｃｈｉｔｅｃｔｕｒｅａｎｄＥｎｇｉｎｅｅｒｉｎｇ，ｊｉ’ｎａｎ２５００１４，Ｃｈｉｎａ；

２．ＤｅｐａｒｔｍｅｎｔｏｆＣｉｖｉｌ

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ｃｈａｒａｃｔｅｒｉｓｔｉｃｓ

基金项目：山东省自然科学基金资助项目（Ｑ２００３Ｆ０１）。作者简介：郭兵（１９ｒ７０一收稿日期：２００５年７月

４７

），男，山东临沭人，工学博士，副教授。

在循环荷载作用下的破坏机理和动力特性，本文共进

１

引言

焊接钢框架是指梁柱连接采用焊接连接的钢框

行了６榀单跨两层钢框架试验，其中焊接、端板螺栓连接、角钢螺栓连接钢框架各两榀。试验过程中每层框架都铺设了混凝土楼板及配重，尽可能模拟框架的真实工作情况。

架，此类框架属于刚接框架。螺栓连接钢框架是指梁与柱采用连接件通过螺栓连接而组成的钢框架，比较

常用的有端板螺栓连接和角钢螺栓连接两种类型。传统观点认为，螺栓连接钢框架的侧向刚度比焊接框架小，当螺栓连接刚度较小时也称之为半刚接框架。

在数次地震中，焊接连接框架都有不同程度的脆性破坏现象发生，而螺栓连接框架则很少发生破坏…，这引起了工程界的广泛关注，因此相关研究也全面展开。国内外有关梁柱焊接节点的研究资料非常多怛Ｊ，并提出了各种各样的抗震改进措施，如节点加腋、采用狗骨式或梁腹板开洞式梁等等，目的都是“强柱弱梁”和“强连接弱构件”，即在强震作用下节点不能在构件形成塑性铰之前发生破坏。有关半刚性连接的研究资料也很多［３曲］，并且提出了很多种有关节点弯矩转角关系的模型。但是上述研究都局限于节点本身，试件都是短梁短柱，没有考虑框架结构的整体效应，存在不足之处。

焊接、螺栓连接钢框架整体结构的循环加载试验资料还比较少，要么试件过于简化［１０“２｜，要么荷载过于简单［１０＇１１】，不足以模拟水平荷载作用下梁柱节点及框架结构的真实反应。为了研究钢框架及其梁柱节点

２试验概况

２．１试件设计

多层框架结构在正常使用过程中，主要承担竖向

荷载（自重与活荷载）和水平荷载（风荷载与地震荷

载），后者为循环荷载。根据常见框架的典型层高和跨度，按１：２缩尺比例设计了试件的轴线尺寸，取层高ｈ＝１．５ｍ，跨度Ｌ＝３ｍ，见图１。框架梁、柱均为常用的焊接Ｈ型钢，考虑到梁的截面高度通常是跨度的１／１２～１／１８，取梁高ｈｂ＝２００ｍｍ，为跨度的１／１５。柱截面根据《建筑抗震设计规范》（ＧＢ５００１１—２００１）Ｈ３ｊ的强柱弱梁设计原则确定，柱截面塑性模量是梁截面塑性模量的１．１３倍。梁柱截面尺寸和特性见表１，板件的宽厚比、高厚比，以及节点域（梁柱连接节点处由柱翼缘和水平加劲肋所围成的区域）均满足规范¨３ｊ的要求。试件全部材料均为Ｑ２３５Ｂ，实测屈服强度平均值为２９３Ｎ／ｍｍ２。６榀框架试件的轴线尺寸、梁柱截面规格和材性、柱脚、试验装置、加载方式及破坏准则都相同，唯一不同的是梁柱连接节点的做法不同。

１４１

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（ａ）正立面图（ｂ）侧立面图

图Ｉ框架尺寸及试验装置图

Ｆｉｇ．１

Ｄｉｍｅｎｓｉｏｎｓｏｆ

ｓｐｅｃｉｍｅｎｓａｎｄｔｅｓｔｅｑｕｉｐｍｅｎｔｓ

表１框架试件中梁柱截面尺寸及特性

Ｔａｂｌｅ１

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焊接框架（Ｓ１系列试件）的梁柱连接见图２，梁翼／

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图２

ｓＪ系列试件的梁柱焊接节点图

Ｆｉｇ．２

Ｂｅａｍ－ｔｏ－ｃｏｌｕｍｎｗｅｌｄｅｄｃｏｎｎｅｃｔｉｏｎｉｎＳ１

端板螺栓连接框架（Ｓ２系列试件）的节点见图３，Ｘ

１６钢板，采用摩擦型高强度螺栓连接，螺栓规格

８２—９１）和《门式刚架技术规程》（ＣＥＣＳ

１０２：

角钢螺栓连接框架（ｓ３系列试件）的节点见图４，Ｘ６与柱翼《捱一莩十菱一

图３

ｓ２系列试件的梁柱端板螺栓连接图

Ｆｉｇ．３

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图４

Ｓ３系列试件的梁柱角钢螺栓连接图

Ｆｉｇ．４

Ｂｅａｍ－ｔｏ－ｅｏｌｍｎｎ删ｅｂｏｌｔｅｄ

ｅｏｎｎｅｃ［ｉｏｎ

ｉｎＳ３

考虑到单榀平面框架缺乏平面外支承，循环加载每个框架柱通过２个Ｍ８０锚栓将柱脚底梁与实４９

缘与柱之间采用对接焊缝，梁腹板与柱之间采用双面角焊缝，均在工厂完成。在梁翼缘对应位置，柱腹板设置横向加劲肋，为一１５０×８０×８钢板，角焊缝焊接。为了减小水平集中荷载引起的局部效应，在加载点对应的节点域还设置了三角肋，见图２，板厚８ｍｍ。节点设计依据为抗震设计规范［１３］。焊接钢框架试件共两榀，各种参数均完全相同，试件编号分别为Ｓ１一Ａ和ｓ１．Ｂ。

２．２试验装置

梁翼缘与端板问采用单边坡口焊接，梁腹板采用双面角焊缝与端板连接，均在工厂完成。端板为一３４０×

１５０

时容易在平面外丧失整体稳定，试验时通过连系梁将两榀平面框架组成空间框架，见图１和图５。每个框架梁柱连接处均设置一道连系梁，共４个，截面为Ｈ２００×２００×８×１０，通过高强度螺栓与框架柱外侧翼缘刚性连接。

验室地板连接（图１），形成固接柱脚。为了施加竖向均布荷载，在每层框架梁上均匀铺设了混凝土楼板和

配重铁块，每层７．２ｔ，每个框架梁的对应均布线荷载标

１０．９级Ｍ２０，共８个，螺栓孔直径为２１．５ｍｍ，接触面喷砂处理，通过扭矩扳手紧固。节点域加劲肋的设置同焊接节点。节点的设计依据为《高强度螺栓设计规程》

（ＪＧＪ２００２）。两榀框架试件的编号分别为Ｓ２一Ａ和ｓ２．Ｂ。

梁翼缘采用Ｌ９０×１０与柱翼缘螺栓连接（１０．９级Ｍ２０（摩擦型），孔径２１．５ｍｍ），梁腹板采用Ｌ７０缘螺栓连接（１０．９级Ｍ１６（摩擦型），孑Ｌ径１７．５ｍｍ），接触面均采用喷砂处理。加劲肋的设置同焊接节点。两榀框架试件的编号分别为ｓ３．Ａ和Ｓ３一Ｂ。

准值为１２ｋＮ／ｍ。水平循环荷载通过拉压千斤顶、加载梁和反力墙施加，按照倒三角形分配［１４］，即１、２层的水平集中荷载分配比例为１：２。每榀框架都设有一个

加载系统，见图５，两套加载系统施加同步荷载。在每

榀框架梁柱连接节点外侧都设置一个位移计（图１），

图５试验加载图

Ｆｉｇ．５

Ｌｏａｄｉｎｇｅｑｕｉｐｍｅｎｔ

为了量测框架关键部位的应变大小及分布规律，加载顺序如下：首先铺设混凝土楼板及配重钢块，

水平荷载的加载方式为混合加载：试件屈服前由当试验中发生以下现象之一时，试件被判断为破根据弹性设计理论，框架在上述竖向恒荷载的作５０

三角形分布的水平荷载共同作用下，试件最先屈服点是１层框架梁端部翼缘，对应水平荷载为１６５ｋＮ。

根据文献［５］的方法，计算出的端板螺栓连接节点的转动刚度为１．７５×１０６ｋＮ・ｍ／ｒａｄ，根据文献［６］的方

法，框架在竖向恒荷载和三角形分布的水平荷载的作

用下，柱脚最先屈服，对应水平荷载为１５８ｋＮ。

３．１循环加载过程描述

应变测量结果显示：当单榀框架的水平总荷载达

到约Ｐ＝１２０ｋＮ时，２层节点域率先屈服；达到约Ｐ＝

１３０ｋＮ时，１层节点域屈服；约Ｐ＝１６０ｋＮ时，１层框架

梁端部翼缘屈服（比理论值１６５ｋＮ低３％，与节点域屈

服有关）；Ｐ＝１８０ｋＮ时，框架柱柱脚翼缘屈服；Ｐ＝随着荷载（位移）的继续增加，柱脚翼缘的屈曲现

破坏前框架的侧移幅度很大，顶点侧移已达到框

试件破坏时，框架柱除柱脚和节点域外，最大应力图６试件Ｓ１．Ａ柱脚局部屈曲

Ｆｉｇ．６

Ｌｏｃａｌ

ｂｕｃｋｌｉｎｇｏｆｃｏｌｕｍｎｆｏｏｔｉｎ

ＳＩ—Ａ

３．１．１焊接框架

共４个，用于量测框架节点的侧向位移。荷载及位移数据由ＤＨＤＡＳ采集系统自动采集。

在每层框架梁跨中及端部翼缘、柱的上下端翼缘均粘

贴了电阻应变片，在节点域粘贴了应变花。应变片与

２０９ｋＮ时，２层框架梁端部翼缘屈服。达到Ｐ＝２２５ｋＮ

后，柱脚翼缘开始局部屈曲。

象越来越严重，见图６，已基本形成塑性铰；１层梁翼缘也有轻微屈曲现象，见图７；所有梁柱节点的节点域剪切变形都非常大，节点域由加载前的矩形变为平行四边形（图７），但板件并未发生局部屈曲；最后，荷载一位移曲线逐渐出现下降段，试件破坏。

架总高度的１／２１，这主要与节点域塑性剪切变形较

静态应变仪连接，应变值由数据采集仪ＴＳ３８９０自动记录。另外，为了量测整个空间框架的自振频率（周期），在每层框架连系梁中间还设置了加速度计，与动态信号分析仪ＳＤ３８００连接。

２．３加载方式及破坏准则

作为所施加的竖向恒载；然后再通过拉压千斤顶施加

大、柱脚形成塑性铰有关。卸载后框架的顶点总残余侧移为９８ｍｍ，约是框架总高的１／３０。

为１９５Ｎ／，，ｍ１２，均未屈服；框架梁除梁端翼缘屈服外，其它位置应力也很小，跨中翼缘应力仅为７２Ｎ／ｍｍ２；１层梁弯曲不明显，但梁端翼缘有轻微的局部屈曲现象，２层梁基本保持平直，无局部屈曲现象，这主要是因为竖

水平循环荷载，以模拟框架的真实受力过程。

水平荷载控制，逐级加载，直至试件屈服，每级荷载循环２周；试件屈服后，加载过程用第２层梁柱节点的水平位移控制，每级也循环２周，直到试件破坏。每个试件在试验前都进行预加反复荷载两次¨４｜，以检查试验装置以及测量设备的反应是否正常。

坏：试件断裂，连接断裂，试件丧失整体稳定，试件不能再维持目前荷载，即曲线出现下降段。

３试验结果

用下，最大应力位于１层框架梁端部翼缘处，为

３２．６Ｎ／姗２；框架柱翼缘的应力为７．８±５．１Ｎ／ＩｌⅡｎ２，整

个结构的应力比很小，处于弹性状态。在竖向荷载与

图７试件ｓｌ—Ａ节点域的剪切变形

Ｆｉｇ．７

Ｓｈｅａｒ

ｄｅｆｌｅｃｔｉｏｎｏｆｐａｎｅｌ

ｚｏｎｅ

ｉｎＳ１一Ａ

向荷载偏小。值得注意的是，尽管框架侧移和节点域应变测量结果显示：当水平总荷载达到约Ｐ＝

随着荷载的增大，端板变形加剧，呈Ｓ形；节点域图８

Ｓ２－Ａ端板变形图

Ｆｉｇ．８

Ｄｅｆｏｒｍａｔｉｏｎｏｆ

ｅｎｄ－ｐｌａｔｅｉｎＳ２一Ａ

ｓ２．Ａ

１层梁翼缘与端板间的焊缝裂缝越来越大，几乎

贯通整条焊缝，见图９，试验被迫停止。

图９

Ｓ２－Ａ端板焊缝断裂图

Ｆｉｇ．９

Ｆｒａｃｔｕｒｅｏｆｅｎｄ－ｐｌａｔｅ

ｗｅｌｄｉｎｇｉｎＳ２・Ａ

试验停止时，滞回曲线虽无明显的下降段，也无上

升的趋势。梁跨中翼缘应力约６０Ｎ／眦２；除柱脚和节

点域外，框架柱翼缘未屈服；框架顶点的侧移幅度很大，接近框架总高的１／２０，这主要与柱脚大面积屈服、

节点域塑性剪切变形较大有关。卸载后框架顶点的残

余总侧移接近９０ｍｍ，约是框架总高的１／３３。试件ｓ２系列中，仅试件ｓ２一Ａ有一个端板连接焊缝断裂。

３．１．３角钢螺栓连接框架

当水平总荷载达到约Ｐ＝８０ｋＮ时，１层梁翼缘连

接角钢明显张开，并在加载过程中开始伴随有清脆的咔咔声；Ｐ：ｌＯＯｋＮ后，２层梁翼缘连接角钢也明显张开。随着荷载（位移）的循环增加，翼缘连接角钢张合显著，响声越来越密集。Ｐ：１１５ｋＮ时，１层梁翼缘连接

角钢断裂，随后２层翼缘连接角钢也断裂。Ｐ＝１３０ｋＮ

时，框架柱脚翼缘屈服；Ｐ：１４０ｋＮ时，１层梁的上翼缘连接角钢基本彻底断裂，见图１０，试验被迫停止。此时，两榀框架共有５个翼缘连接角钢发生不同程度

图１０

Ｓ３．Ａ上翼缘连接角钢断裂图

Ｆｉｇ．１０

Ｆｒａｃｔｕｒｅｏｆｕｐｆｌａｎｇｅ

ａｎｇｌｅｉｎＳ３一Ａ

５１

剪切变形较大，但所有梁柱连接节点的焊缝均未发生破坏，这主要归功于工厂焊接，质量较高。所有构件也均未发生整体失稳现象。两榀框架的破坏情况基本类

同，无明显区别。

３．１．２端板螺栓连接框架

１２０ｋＮ时，２层节点域率先屈服，随后１层节点域屈服；Ｐ＝１５５ｋＮ时，柱脚翼缘屈服（比理论值１５８ｋＮ低２％，与节点域屈服有关）；Ｐ＝１８０ｋＮ时，１层梁端部翼缘屈服，端板与柱翼缘间出现缝隙，且随着荷载的循环而开合；Ｐ：２００ｋＮ时，２层梁端部翼缘屈服。Ｐ＝２１０ｋＮ时，柱脚翼缘开始局部屈曲；Ｐ＝２３０ｋＮ时，ｓ２一Ａ试件的１层梁翼缘与端板间的焊缝出现细小裂纹，并伴随着清脆响声。

剪切变形也越来越大，由加载前的矩形变为平行四边

形（图８），但没有焊接框架明显；柱脚翼缘局部屈曲越来越严重；１层框架梁端部翼缘有轻微局部屈曲现象；

的断裂。构开始屈服时的水平总荷载，Ｐ。为单榀框架结构破坏时的水平极限荷载；△，、△。分别为框架梁柱节点处与Ｐ，、Ｐ。对应的水平位移；日为框架结构总高度；艿ｄ为延性系数［１４］；Ｃ。为能量耗散系数［１４｜。

表２循环加载试验结果

Ｔａｂｌｅ２

试件破坏时，无整体失稳和局部屈曲现象。由于连接角钢的张开，梁柱夹角变化很大，见图１１。除柱脚外，所有量测点的应力均未达到屈服点，１层框架梁

端部翼缘的应力接近１４０Ｎ／ｍ２，节点域的应力都小于１６０Ｎ／Ⅱ眦２，其余各处应力都小于１００Ｎ／姗２。节点域

的剪切变形不明显，柱脚弯曲，梁基本平直，整榀框架的侧移主要由梁柱节点的转角引起，属于典型的半刚

接框架。

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Ｃｙｃｌｉｃｌｏａｄｉｎｇｔｅｓｔｒｅｓｕｌｔｓ

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３．２．Ｉ焊接框架

图１ｌ

Ｆｉｇ．１１

Ｓ３．Ａ节点变形图

试件的荷载．位移滞回曲线见图１２，Ｐ为单榀框架的水平总荷载，△为框架梁柱节点处的侧向位移。从表２和图１２可以看出：

（１）试件ｓ１．Ａ、ｓ１一Ｂ的各层荷载．位移滞回曲线都比较饱满，延性系数懿＞５．０，能量耗散系数Ｃ。＞

ＤｅｆｏｒｍａｔｉｏｎｏｆｃｏｎＩｌｅｃｔｉｏｎｉｎＳ３一Ａ

３．２循环加载数据结果

循环加载试验结果见表２，其中Ｐ，为单榀框架结

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（ａ）Ｓ１．Ａ试件１层荷载一位移曲线（ｂ）Ｓ１一Ａ试件２层荷载一位移曲线

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（ｃ）Ｓｌ—Ｂ试件１层荷载．位移曲线（ｄ）Ｓｌ－Ｂ试件２层荷载一位移曲线

图１２试件Ｓ１的荷载一位移滞回曲线

Ｆｉｇ．１２

Ｌｏａｄ－ｄｅｆｌｅｃｔｉｏｎｈｙｓｔｅｒｅｓｉｓｌｏｏｐｓｏｆ

Ｓ１

５２

２．０，说明焊接框架的塑性变形能力较好，耗能能力很

强。

也较好，但比焊接框架略低。如果端板焊缝不断裂，框架延性还有继续发展的余地。端板ｓ形反复弯曲变形使得端板与翼缘间的连接焊缝应力集中显著，是焊缝断裂的主要原因。

（２）试件Ｓ２框架结构的极限承载能力与焊接框架基本相等，但极限侧移比焊接框架小１０％～１５％，说明ｓ２的抗侧刚度比焊接框架还大，这与传统观点相反。可能是由于端板厚度较大，增大了节点域的刚度，使得节点域剪切变形减小所致。

（３）与焊接框架一样，１、２层的侧移值比接近１：２，与水平荷载比值基本相同，说明侧移主要由剪切变形

引起。框架屈服时，总侧移约是结构总高度的１／９４；

（２）滞回曲线有明显的屈服过程，属于延性破坏，这主要因为梁柱连接节点域具有良好的塑性变形能力

以及构件端部塑性区的形成；由于柱脚大面积屈服，框

架侧向刚度减弱，滞回曲线出现了劣化现象。

（３）１、２层的侧移值比接近ｌ：２，与水平荷载比值基本相同，说明侧移主要由剪切变形引起；框架开始屈服时，总侧移约是结构总高度的１／１１５；层间侧移约是层高的１／１２５；框架破坏时，总侧移约是结构总高度的１／２１，层间侧移约是层高的１／２２，变形能力较强。

（４）结构屈服荷载介于节点域屈服荷载和框架梁

屈服荷载之间。实测框架结构极限水平荷载是屈服荷载的１．９６。２．０５倍，表明焊接框架具有较高的强度储

备。

层间侧移是层高的１／１００。框架破坏时，总侧移约是结构总高度的１／２３，层间侧移是层高的１／２４。

（４）结构屈服荷载介于节点域屈服荷载和框架柱

屈服荷载之间。实测框架结构极限水平荷载是屈服荷

（５）试件Ｓｌ—Ａ、ｓ１一Ｂ的区别很小。由于两榀平面框架实际已组成空间框架，上述试验结果也反映了空间框架的承载能力和滞回性能。３．２．２端板螺栓连接框架

端板螺栓连接框架的荷载一位移滞回曲线见图１３，

由表２和图１３可以看出：

载的１．８７倍，比焊接框架略低，也具有较高的强度储备。试件Ｓ２．Ａ、Ｓ２一Ｂ的区别很小。３．２．３角钢螺栓连接框架

角钢螺栓连接框架的荷载．位移滞回曲线见图１４，

由表２和图１４可以看出：

（１）两榀框架的荷载．位移滞回曲线都不饱满，角

（１）两榀框架的荷载．位移滞回曲线都比较饱满，延性系数艿ｄ。５．０，能量耗散系数ｃ。。２．０，耗能能力

钢的开合使得曲线有捏缩和滑移现象。试件的延性系

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（ａ）Ｓ２一Ａ试件Ｉ层荷载一位移曲线（ｂ）Ｓ２一Ａ试件２层荷载一位移曲线

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（ｃ）Ｓ２、Ｂ试件１层荷载一位移曲线

（ｄ）Ｓ２一Ｂ试件２层荷载一位移曲线

图１３试件Ｓ２的荷载一位移滞回曲线

Ｆｉｇ．１３

Ｌｏａｄ－ｄｅｆｌｅｃｔｉｏｎｈｙｓｔｅｒｅｓｉｓｌｏｏｐｓｏｆｓ２

５３

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关键部位的应变历程曲线见图１５，可以

看出，节点域屈服时间比框架梁、柱早得多，而且后期已经进入强化阶段，因

．２００

１６０－１２０．８０－４０

此，节点域是焊接框架耗能的主要部位之一。尽管框架的竖向荷载较小，框架梁比框架柱先屈服，这与前面的理论计算结果一致，主要由于强柱弱梁设计。在实际工程中，框架的竖向荷载较大，在水平循环荷载作用下梁端完全可以

形成塑性铰。

△／ｍｍ

（ａ）Ｓ３一Ａ试件１层荷载一位移曲线

（ｂ）Ｓ３．Ａ试件２层荷载．位移曲线

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试件ｓ２．Ａ、ｓ３．Ａ关键部位的应变历程曲线见图１６、图１７。可以看出，试件ｓ２一Ａ节点域屈服时问比框架柱早，而且

后期已经进入强化阶段，也是框架耗能

Ａ／ｍｍ

（ｃ）ｓ３．Ｂ试件１层荷载．位移曲线（ｄ）Ｓ３－Ｂ试件２层荷载一位移曲线

图１４试件Ｓ３的荷载一位移滞回曲线

Ｆｉｇ．１４

Ｌｏａｄ－ｄｅｆｌｅｃｔｉｏｎｈｙｓｔｅｒｅｓｉｓｌｏｏｐｓｏｆＳ３

的主要部位之一。试件Ｓ３一Ａ节点域未屈服，试件破坏前仅框架柱脚发生了屈服，耗能能力较低。

３．４动力特性测试结果

数懿。６．５，比试件ｓ１、Ｓ２都高，说明变形能力较强，但能量耗散系数Ｃ。＞１．４，比试件Ｓ１、Ｓ２小约３０％，耗能能力相对较低。

（２）由于试件破坏时除柱脚翼缘屈服外，其余构件均处于弹性状态，而且柱脚翼缘的屈服发生在梁柱连接角钢断裂之后，因此试件Ｓ３的耗能能力较低。连接角钢断裂后，滞回曲线劣化现象严重。

（３）由于连接角钢过早发生破坏，导

为了量测裸框架．以及有楼板和配重时框架的动力特性，试验中分别在装配楼板和配重前后，两次量测了框架的周期和频率，量测值见表３，焊接框架的理论值

也列于表３中。可以看出：

（１）焊接框架的实测周期比理论周期略偏大，主要

致试件Ｓ３的结构承载力很低，屈服荷载分别是试件ｓ１、Ｓ２的４０％和３８％，极限荷载分别是试件ｓ１、Ｓ２的５３％和５４％，极限侧移比Ｓ１小１５％，比ｓ２小７％，说

明Ｓ３的抗侧刚度远小于Ｓ１和Ｓ２。实测

框架极限水平荷载是屈服荷载的２．６倍，比试件ｓ１、Ｓ２都高，主要与屈服荷载过低

有关。

循环加载的时间单位（ａ）柱脚翼缘纵向应变

循环加载的时间单位（ｂ）１层梁端翼缘纵向应变

（４）与试件ｓ１、Ｓ２一样，侧移主要由

剪切变形引起。框架屈服时，总侧移约

是结构总高度的１／１６５，层间侧移是层高的１／１７０。框架破坏时，总侧移约是结构总高度的１／２５，层间侧移是层高的１／２３。试件ｓ３．Ａ、ｓ３一Ｂ的区别也很小。

３．３关键部位应变

循环加载的时间单位（ｃ）１层节点域４５。方向应变

循环加载的时间单位（ｄ）２层节点域４５。方向应变

图１５试件Ｓ１＿Ａ关键部位的应变历程曲线

Ｆｉｇ．１５

Ｓｔｒａｉｎ－ｃｏｕｒｓｅｏｆｋｅｙ

ｚｏｎｅ

根据钢材的材性试验结果知，钢材

５４

ｉｎＳ１一Ａ

表３动力特性

Ｔａｂｌｅ３

Ｄｙｌｌａｎｌｌｃｃｈａｒａｃｔｅｒｉｓｔｉｃｓ

注：括号内数值为理论值。

循环加载的时间单位

（ａ）１层节点域４５。方向应变

循环加载的时间单位（ｂ）柱脚翼缘纵向应变

图１６

Ｓ２．Ａ关键部位的应变历程曲线

Ｆｉｇ．１６

Ｓｔｒａｉｎ－ｃｏｕｒｓｅｏｆｋｅｙ

ｚｏｎｅ

ｉｎＳ２－Ａ

（ａ）１层节点域４５。方向应变

（ｂ）柱脚翼缘纵向应变

图１７

Ｓ３－Ａ关键部位的应变历程曲线

Ｆｉｇ．１７

Ｓｔｒａｉｎ－ｃｏｕｒｓｅｏｆｋｅｙ

ＺＯｎｅ

ｉｎＳ３一Ａ

是由于框架实际阻尼要比理论值大造成的。荷载规范中有关计算多层钢框架周期的简化公式是可靠的，即周期约是层数的０．１倍。

（２）随着节点刚度的降低，框架自振周期延长，自

振频率增加，而且节点刚度较小时的变化幅度越大。

从这一角度说，半刚接框架可以降低地震能量的输入，具有一定的抗震优势。

（３）随着质量的增加，自振周期延长，有配重框架

的周期是裸框架周期的３～５倍。

４结论

通过对焊接、端板螺栓连接、角钢螺栓连接钢框架

的循环加载试验及动力特征测试研究，可以得出以下几点初步结论：

（１）当焊接钢框架的梁柱连接焊缝非常可靠时，框架具有良好的承载能力和延性性能，整体及层间塑性侧移能力远大于规范的要求，强柱弱梁设计可以保证梁端形成塑性铰；节点域板件尺寸满足规范要求时，该区域是框架中的最先屈服区域，对提高框架延性具有

显著的作用；多层框架中的侧向位移主要由剪切变形引起，水平荷载沿竖向呈三角形分布时，侧移也基本呈

三角形分布。

（２）端板螺栓连接框架同焊接框架类似，具有良好

的承载能力和耗能能力，整体及层问塑性侧移能力也远大于规范的要求，但是由于梁柱连接刚度的降低，柱脚可能先于梁端形成塑性铰，而且端板连接焊缝容易

发生断裂；节点域是框架中的最先屈服区域，可以显著

提高框架的延性；框架侧向位移主要由剪切变形引起。

（３）角钢螺栓连接框架的承载能力和耗能能力远小于焊接框架和端板螺栓连接框架，尽管整体及层间侧移能力较强，但是由于节点刚度太低，过大的节点转

角容易导致连接角钢率先破坏，进一步降低节点刚度，柱脚容易形成塑性铰，而框架的其他部位仍处于弹性

状态。

５５

（４）随着节点刚度的减小，焊接框架、端板连接框架、角钢连接框架的自振周期依次延长。

由于试件较少，框架的滞回性能及动力特征仍需要进一步研究。

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