偏心支撑钢框架兼具中心支撑框架和纯框架的优点，有较大的刚度和延性^[1-3]. 在强震作用下，偏心支撑钢框架通过耗能梁段的非弹性变形进行耗能，是优良的抗震体系. 传统的偏心支撑耗能梁段与框架焊接在一起，震后修复不便，为了解决这一问题，本文提出各个构件均由高强螺栓连接的可替换式偏心支撑钢框架. 此种结构震后替换受损构件较为方便且主要构件可以在工厂预制，大大减少了现场施工的时间，是新型的抗震结构体系.

自20世纪80年代起，国内外许多学者对偏心支撑钢框架进行了系统研究. Popov等^[4-6]对偏心支撑钢框架进行动力性能试验，发现剪切屈服型的偏心支撑钢框架耗能性能比弯曲屈服型更好. Kasai等^[7-8]对耗能梁段进行低周往复加载试验，结果表明，合理的布置加劲肋可以提高结构的耗能能力. 时强等^[9]对平齐端板连接偏心支撑钢框架进行拟静力试验研究，发现耗能梁段长度是影响其抗震性能的重要因素. Lian等^[10-14]对高强钢组合偏心支撑钢框架进行试验研究，发现提高耗能梁段钢材等级可以提升结构的抗震性能. 殷占忠等^[15]通过对9个不同参数的可替换耗能梁进行循环加载试验，分析焊接工艺、耗能梁段长度、加劲肋间距对耗能梁抗震性能的影响，结果表明，可替换耗能梁段塑形转角均满足耗能梁段极限塑形转角大于0.08 rad的要求，耗能梁段长度越短，加劲肋间距越小，承载能力越强，初始刚度越大.

本文设计3个可替换式偏心支撑钢框架，分别从耗能梁段屈服类型和轴压2个方面研究可替换式偏心支撑钢框架的抗震性能；并设计400 mm耗能梁段用于考察高轴压试件的可替换性. 为了实现耗能梁段率先屈服的设计理念，耗能梁段采用Q235B钢材，其余构件采用Q345B钢材. 通过拟静力试验研究可替换式偏心支撑钢框架的滞回性能、延性、承载能力和耗能能力等抗震参数，着重分析可替换式偏心支撑钢框架的破坏机理以及试件中高强螺栓的应变.

以12层装配式偏心支撑钢框架为原型结构，选取第8层为研究对象，层高3.6 m，跨度6 m，试件按照1∶2的比例设计，即层高1.8 m，跨度3 m. 基于强柱、梁、支撑、弱耗能梁的偏心支撑设计原则，试件各个构件的截面和材料如表1所示.

试验共有4个试件. 为了研究耗能梁段屈服类型对偏心支撑的影响，分别设计耗能梁段长度比为1.08（400 mm）和1.62（600 mm）的REBF-1和REBF-2. 为了研究柱轴压对偏心支撑的影响，设计耗能梁段为400 mm的REBF-3进行高轴压试验. 为了研究震后替换耗能梁段对偏心支撑钢框架抗震能力的影响，在REBF-3试验的基础上，仅更换已经破坏的耗能梁段，再进行高轴压试验（REBF-4）. 各个构件均采用10.9级M20高强螺栓连接，试件几何尺寸及耗能梁段细节分别如图1、2所示.

依文献[16]、[17]的相关规定进行试件的材料性能试验，根据材料等级和厚度t的不同制作试样，每组制作3件，试验结果取平均值，材料性能如表2所示. 表中，E为弹性模量，F_y为屈服强度， ${\varepsilon }_{{\rm{y}}}$为屈服应变，F_u为极限强度， $ \;\rho $为伸长率.

框架柱底与地面通过地锚螺栓连接，采用2个垂直方向的2000 kN液压千斤顶分别柱顶施加轴压，采用1个水平方向1000 kN液压千斤顶施加水平荷载. 为了防止试验中试件发生平面外位移，专门设计侧向支撑系统，试验现场布置如图3所示.

为了观察试件在水平荷载下的整体变形，在柱侧与梁等高处布置水平位移计，在耗能梁上部布置4个垂直位移计用来测量其截面转角. 为了更好地考察各个构件局部的变形情况，试件表面进行了喷漆处理. 耗能梁段是观测的核心位置，因此加密了耗能梁段范围内的应变片数量. 应变片和位移计布置图见图4.

加载过程参考文献[18]，垂直方向采用荷载控制；水平方向采用力−位移混合控制方法. 试验初期，先由2个竖直千斤顶施加轴压，待框架整体应变稳定以后开始施加水平荷载. 如图5所示，水平加载过程分为2个阶段：1）荷载控制阶段，从30 kN开始施加，每级荷载以30 kN递增，每级循环3次，当核心区某个点应变接近屈服应变时，每级荷载以10 kN递增，直到试件屈服，此时的位移为 $\varDelta_{\rm{y}} $；2）位移控制，待试件屈服后，由荷载控制切换为位移控制，每级荷载以 $\varDelta_{\rm{y}} $的整数倍数递增，每级循环3次，当荷载下降到最大承载力的85%或试件破坏时终止试验. 图中，n为循环次数.

依文献[19]的相关规定，耗能梁段相对长度由长度比 $e$确定，当 $e$≤1.6时为剪切屈服型， $e$ >1.6时为弯曲屈服型. 塑性弯矩承载力 M_p和塑性剪切承载力V_p计算公式分别为

(1) ${M_{\rm{p}}} = Z{F_{\rm{y}}}.$

(2) ${V_{_{\rm{P}}}} = 0.6{F_{\rm{y}}}(h - 2{t_{\rm{f}}}){t_{\rm{w}}}.$

(3) $e = \frac{{l{V_{\rm{p}}}}}{{{M_{\rm{p}}}}}.$

式中：t_w为耗能梁段腹板厚度，t_f为耗能梁段翼缘厚度，h为耗能梁截面高度，Z为耗能梁塑性截面模量，l为耗能梁段长度. 4个试件的主要参数如表3所示. 表中，N为轴压.

在试验加载初期各构件均未发生明显变形，当荷载施加至4倍屈服位移时，耗能梁端板与框架梁端板发生错动并伴随巨大的响声；随着加载位移的增大，耗能梁段翼缘发生弯曲变形，腹板屈曲变形加剧，当模型REBF-1达到9倍屈服位移时，耗能梁段端部腹板撕裂，并迅速延伸至腹板中部，翼缘弯曲，承载能力急剧下降，试验结束. 当模型REBF-2达到10倍屈服位移时，耗能梁段翼缘焊缝断裂. 当模型REBF-3达到10倍屈服位移和REBF-4达到13倍屈服位移时，耗能梁段与端板焊缝热影响区钢材断裂，翼缘弯曲严重，试验结束.

4个模型的失效模式如表4所示. 通过对试验现象和应变片采集到的数据分析可以发现，REBF-1、REBF-3、REBF-4耗能梁段的最大应力主要分布在两端的端板附近，由于腹板的剪切屈服引起翼缘屈曲，为典型的剪切破坏特征.

4个试件的试验数据如表5所示. 表中，P_y为屈服荷载，△_m为最大承载力对应的位移，P_m为最大承载力，△_u为极限位移，P_u为极限荷载. 通过对比可以发现，耗能梁段屈服类型对结构的屈服荷载和承载力影响较大，REBF-1的屈服荷载和极限承载力分别比REBF-2增加29.78%和45.5%；柱子轴压对结构的极限承载力影响不大，当轴压由200 kN增加到400 kN时，承载能力仅降低2.8%. 通过对比REBF-3和REBF-4可以发现，震后仅替换耗能梁段的偏心支撑钢框架仍具有较高的承载能力，后者仅比前者小1.9%，说明具有较好的可替换性.

根据试验中水平作动器施加的荷载与加载点和柱脚位移计显示的位移之差得到结构的力−位移滞回曲线. 该曲线反映的是结构在往复荷载作用下的加卸载规律. 4个试件的滞回曲线如图6所示. 图中，F为作动器施加的荷载，△为位移计测量到的试件的水平侧移. 4个试件的滞回曲线均成弓形，具有明显的捏缩现象，主要原因是试件受到加载过程中端板错动和螺栓滑移的影响. 对比图6（a）、（b）可知，弯曲型耗能梁段与剪切型相比，捏缩现象更为明显；通过对比图6（a）、（c）发现，柱子轴压对偏心支撑钢框架的滞回曲线形态影响不大；REBF-4与REBF-3相比，滞回曲线捏缩现象更为严重，原因是REBF-3试验中螺栓滑移、挤压导致螺栓孔发生塑性变形，REBF-4仅替换耗能梁段，已经变形的螺栓孔加剧了螺栓的滑移.

骨架曲线由滞回曲线各级加载的位移−荷载极值点依次相连得到. 骨架曲线反映的是构件在加载过程中各个不同阶段的受力与变形特性. 4个模型的骨架曲线对比如图7所示. 由图可知，剪切屈服型试件REBF-1的承载能力与弯曲屈服型试件REBF-2相比更加出色；轴压对可替换式偏心支撑的承载力影响不大，但是屈服荷载会随着轴压的增大而降低；震后替换耗能梁段的REBF-4试件在相同的加载位移下，其承载能力均低于REBF-3.

依文献[19]对偏心支撑耗能梁塑性转角的规定，对于不同长度的耗能梁段的转角 $\gamma $做如下限定. 1）当长度不大于1.6 $V_{\rm{p}}/M_{\rm{P}}$的剪切型耗能梁时， $\gamma $=0.08 rad；2）当长度不小于2.6 $V_{\rm{p}}/M_{\rm{P}}$的弯曲型耗能梁时， $\gamma $=0.02 rad；3）长度介于剪切型耗能梁和弯曲型耗能梁之间的弯剪型耗能梁，采用线性内插法计算.

K型偏心支撑耗能梁转角机理如图8所示. 图中，θ为加载过程中试件的横向侧移，γ加载过程中耗能梁段的转角，其公式为

(4) $ \gamma = \frac{L}{{{l}}}\theta ,{\mkern 1mu} {\kern 1pt} \theta = \frac{\delta }{H}. $

耗能梁段剪力与水平作动器之间的关系式为

(5) $V = F\frac{H}{L}.$

式中：L为偏心支撑跨度，δ为偏心支撑侧移，H为偏心支撑高度，V为耗能梁段剪力.

如表6所示为各试件耗能梁段转角与剪力的测试结果. 表中， $ {\gamma }_{{\rm{y}}} $为耗能梁段弹性转角， $ {\gamma }_{{\rm{u}}} $为耗能梁段塑形转角， $ {V}_{{\rm{y}}} $为耗能梁段弹性剪切承载力， $ {V}_{{\rm{u}}} $为耗能梁段塑性剪切承载力. 从表中可以看出，所有试件的塑性转角均大于规范规定的限值，表现出良好的转动能力. 通过进一步分析可以发现，REBF-1耗能梁塑性转角是REBF-2的1.84倍，表明剪切型耗能梁段的塑性转动能力比弯曲型更出色；柱子轴压对偏心支撑耗能梁段的转动能力影响不大；震后替换耗能梁段的转动能力不及原试件.

刚度退化是反应结构抗震性能的重要指标. 本文采用割线刚度来反映各模型刚度退化规律，即同次加载过程中推拉2个方向荷载绝对值之和与位移绝对值之和的比值，计算公式为

(6) ${K_i} = \frac{{\left| { + {F_i}} \right| + \left| { - {F_i}} \right|}}{{\left| { + {\varDelta _i}} \right| + \left| { - {\varDelta _i}} \right|}}$

式中：+F_i、−F_i分别为第i次正、反向峰值点的荷载值， $+\varDelta_i $、 $−\varDelta_i $分别为第i次正、反向峰值点的位移值.

各模型的刚度退化曲线如图9所示. 由图可知，REBF-1和REBF-2的刚度退化趋势大致相同，随着耗能梁段长度从剪切型到弯曲型过渡，刚度退化速度变快；对比REBF-1和REBF-3的曲线可知，结构的初始刚度随着柱轴压的增加而降低，在加载初期REBF-1的刚度始终大于REBF-3的，当位移超过20 mm，2个试件的刚度大致相同；REBF-4在加载初期与REBF-3相比刚度退化速度较快，当位移超过15 mm，2个模型刚度退化速度逐渐相当，后者略高于前者.

延性系数μ是评判结构变形能力的重要指标，计算公式为 $\mu = {\varDelta _{\rm{u}}}/{\varDelta _{\rm{y}}}$判定. 本文采用如图10所示的等效弹性刚度法确定结构屈服位移 ${\varDelta _{\rm{y}}} $

4个试件的延性系数如表7所示. 由表可知，拥有剪切型耗能梁段结构的延性优于弯曲型；柱子轴压从200 kN增加到400 kN，延性系数减小25.3%；REBF-3的延性系数仅比原模型仅减小3.2%，说明震后替换耗能梁段不会影响结构的延性.

耗能能力可以反映试件在地震反复作用下吸收能量的大小，是结构抗震性能的重要参数. 本文通过累计耗能、能量耗散和等效黏滞阻尼系数来评定结构的耗能能力. 取结构加载到最后一级荷载的第一圈滞回环包围的面积为结构的累计耗能.

如表8所示为各试件的耗能能力. 表中，J为结构的累计耗能，E为能量耗散， $ C $为等效黏滞阻尼系数. 由表可知，耗能梁段屈服类型对结构耗能能力的影响比较大，耗能梁长度从400 mm（剪切型）增加到600 mm（弯曲型），结构的累计耗能、能量耗散和黏滞阻尼系数分别下降43.33%，13.53%和14.3%；对比REBF-1和REBF-3发现，柱子轴压对结构的耗能能力影响不大；震后替换耗能梁的模型累计耗能，能量耗散和黏滞阻尼系数与原模型相比分别下降27.41%，20.31%和20%，其主要原因在于REBF-3试验后，各螺栓孔的椭圆化特征加剧的螺栓的滑移.

如图11所示为REBF-3各个构件主要测点应变ε曲线，应变花采用换算后的主应变值表示. 通过对比发现，在荷载控制阶段，各构件应变均低于屈服应变，在位移控制阶段，耗能梁段率先屈服，并在随后一直保持高应力状态，除了框架梁的西L3和东L3试验后期达到屈服应变以外，大部分截面都处于弹性状态. 以上结果表明，可替换式偏心支撑钢框架主要通过耗能梁段的塑性变形进行耗能，构件绝大部分处于弹性状态，震后替换耗能梁段仍可具有良好的抗震性能.

为了研究可替换式偏心支撑钢框架螺栓的应变情况，分别在每个试件的相同位置设置带有电子应变片的高强螺栓，如图12所示. 螺栓的位置和编号如图13所示. 图中，螺栓LS-A和LS-B、LS-C和LS-D、LS-E和LS-F分别位于耗能梁段与框架梁、框架梁与斜撑、框架梁与框架柱连接处.

试验结果分析发现各模型螺栓应变随着加载位移的增加变化趋势大致相同，以REBF-3螺栓为例，应变趋势如图14所示. 由图14（a）可以发现，LS-A在加载到4倍屈服位移的时候应变最大为7 473×10⁻⁶，此时耗能梁端板发生明显的弯曲变形，螺栓受到拉伸-剪切组合作用；由图14（b）可知，LS-D更靠近加载端，力的传递更为直接，因此应变始终大于LS-C，应变最大值为4 506×10⁻⁶；由图14（c）可知，2个螺栓的应变均处于较低水平，其中LS-F最大应变为836 $ \times $10⁻⁶；由图14（d）可以看出，由于REBF-3试验导致框架梁端板螺栓孔的挤压变形所以震后替换耗能梁段的REBF-4试件的LS-A在相同荷载位移下的应变均小于REBF-3-LS-A，图15 为试验结束后螺栓孔的变形现象，耗能梁段端板螺栓孔孔壁螺纹痕迹明显，螺栓孔呈椭圆状.

（1）可替换式偏心支撑钢框架的破坏模式为耗能梁端板焊缝撕裂和耗能梁段腹板断裂，其余部件未发现明显的屈曲和变形. 震后可直接替换耗能梁段，既经济又方便，可以实现工厂加工−现场安装的施工模式，提高现场工作的效率.

（2）耗能梁段屈服类型对可替换式偏心支撑钢框架抗震性能影响较大，随着耗能梁长度从剪切型到弯曲型过渡，结构的承载能力、延性系数、耗能能力和耗能梁段的转动呈下降趋势.

（3）结构的初始刚度和延性系数随着柱子轴压的提高而下降；震后替换耗能梁段的REBF-4与原试件相比，承载能力、延性系数、初始刚度和转动能力均无明显变化，说明这种结构体系具有优越的可替换性.

（4）耗能梁段作为第一道抗震防线率先进入屈服应变，其他构件基本处于弹性状态，震后替换耗能梁段仍具有较好的抗震性能；连接耗能梁端板和框架梁端板的螺栓应变最大，螺栓孔呈椭圆形.

（5）本文仅针对普通钢组合螺栓连接偏心支撑钢框架进行拟静力试验，后续应开展结构在真实地震荷载下的力学性能研究. 试验中耗能梁段的应变硬化现象使得其余非耗能构件局部产生塑性形变，高强钢对于偏心支撑钢框架抗震性能的影响有待进一步研究.