带可更换保险丝典型钢框架的地震损伤控制性能研究

李 行,林旭川,张令心,朱柏洁,谢贤鑫

(1. 中国地震局工程力学研究所 地震工程与工程振动重点实验室,黑龙江 哈尔滨 150080;2. 地震灾害防治应急管理部重点实验室,黑龙江 哈尔滨 150080)

0 引言

钢框架凭借良好的抗震性能已成为钢结构的主要形式之一,传统的梁柱焊接连接仍然存在受损后不易修复等缺点[1]。例如,1994年美国北岭地震中大量钢结构梁端连接发生脆性断裂,震后修复困难,结构功能被迫长时间中断,造成了严重的经济损失[2-5]。为保护钢框架梁端连接,提高其抗震韧性,研究者受结构损伤控制理念启发,提出了兼具保护功能和可更换性的地震损伤控制保险丝[6-7]。本文建议的地震损伤控制保险丝是布设于钢梁柱节点附近,具有集中结构损伤特征的牺牲元件或构件[8]。地震作用下,保险丝先于主体构件破坏,起到保护梁柱连接的作用;震后,螺栓连接形式可以保障受损保险丝的快速更换,提高结构功能的恢复速度,起到提高结构抗震可恢复性的作用。

近年来,国内外学者针对带损伤控制保险丝梁柱节点进行了相关研究。作者曾提出了一种带有保险丝和阻尼器的高强钢框架结构体系。该体系的特点是地震时保险丝保护梁端连接免受损伤,阻尼器耗散地震能量,高强钢主体构件保持弹性,可初步实现结构“大震弹性”;地震后更换受损的保险丝和阻尼器即可快速恢复结构功能[9]。带保险丝高强钢梁柱节点拟静力试验和有限元分析结果表明,保险丝可有效控制梁端的承载力需求,避免梁端发生屈服,且采用螺栓连接实现受损保险丝的可更换性[10-11]。VALENTE等[12]基于提出的钢梁柱连接保险丝,利用拟静力试验研究了焊接和螺栓2种连接形式对保险丝抗震性能的影响。结果表明,保险丝保护了梁端连接,且采用螺栓连接可耗散更多能量。王萌等[13]提出了带低屈服点钢延性保险丝的钢框架节点。有限元分析结果表明,拼接位置、梁高和翼缘盖板厚度对保险丝的保护作用影响较大,设计不合理时会造成保险丝提早失效。

上述既有研究表明,现有研究多立足于构件层面,对带保险丝梁柱节点的抗震性能进行试验或分析,而对于带保险丝结构损伤控制性能的研究相对较少。然而,带保险丝结构作为一种新型结构,在地震作用下,保险丝通过限制结构受力控制结构损伤,其对整体结构变形能力、损伤机理和失效模式的影响是不可忽略的。因此,开展带保险丝结构的地震损伤控制性能研究对掌握其抗震性能和推进保险丝的工程应用具有重要意义。

以提出的地震损伤控制保险丝为基础,本文阐述了保险丝的构造和工作原理,提出了带保险丝结构的抗震分析有限元建模方法,并采用试验数据对其合理性进行验证;采用静力和动力弹塑性分析方法,进一步研究了带保险丝钢框架的损伤机理、失效模式和变形特点,建立了保险丝受损情况与结构抗震性能之间的对应关系,探讨了保险丝强度阈值和主体构件材料强度对结构性能的影响。

1 保险丝构造及工作机理

1.1 保险丝构造

为避免钢梁端部在地震作用下受到严重的损伤,曾提出一种由保险丝连接板和腹板连接件组成的损伤控制保险丝组件(以下简称保险丝),如图1所示。其在应用时,在梁端外一定距离处钢梁断开,分别用保险丝连接板和腹板连接件连接缝隙两侧的钢梁翼缘和腹板,各部件间采用螺栓连接。保险丝连接板利用屈服和受压屈曲变形限制其所连接钢梁截面的内力,实现保护梁端的目的。

图1 带保险丝梁柱节点示意图Fig. 1 Schematic beam-to-column joints with fuses

1.2 工作机理

地震作用下带保险丝框架的变形和受力如图2所示。由图可知,保险丝控制梁端变形和受力。在保险丝损伤控制作用下,梁端截面所能达到的最大内力与其屈服强度的比值称为保险丝强度阈值γ。强度阈值主要控制保险丝先于主体构件进入屈服状态,确保保险丝所连接截面达到最大承载力前梁端不发生屈服。地震时,保险丝可集中结构损伤,保护主体构件;地震后,通过拆装螺栓对受损保险丝进行更换,快速恢复结构功能。保险丝的最大承载力Mfuse可由式(1)确定:

图2 带保险丝钢框架变形和受力分析Fig. 2 Mechanical analysis and deformation model of steel frame with fuses

(1)

式中:My为钢梁截面屈服强度;Mfuse为保险丝的最大承载力;La为柱端到缝隙截面中心距离;Lb为反弯点到缝隙截面中心距离。

LIN等[14]曾对带保险丝节点的抗震性能开展了一系列拟静力试验研究,其中典型试件H-F18的概况如图3所示。试件的弯矩-转角滞回曲线如图4所示。在加载初期,该试件保持弹性;随着加载幅值的增加,保险丝先屈服,构件承载力进入强化阶段;而后,构件承载力上升至保险丝强度阈值控制下所能达到的峰值强度(以下简称阈值强度);当保险丝进入屈曲阶段时,构件承载力出现软化现象,曲线开始下降;随着荷载的进一步增大,缝隙两侧的钢梁翼缘发生接触,截面内力再次上升。从试验得到的该试件,骨架曲线可简化为4个阶段:弹性段、强化段、软化段和强度再上升段。不同阶段可由屈服点、最大弯矩点和翼缘接触点等关键点进行划分。

图3 试件H-F18概况[14]Fig. 3 Details of specimen H-F18

图4 带保险丝钢梁弯矩-转角滞回曲线和简化骨架曲线Fig. 4 Hysteretic loop and skeleton curve of beam with fuses图5 带保险丝钢梁的滞回规则Fig. 5 Hysteretic behavior of beams with fuses

在骨架曲线基础上,将带保险丝构件的弯矩-转角滞回行为简化如图5所示,具体描述如下:①当荷载小于屈服弯矩My时,构件处于弹性阶段,加、卸载刚度均为弹性段刚度K1,曲线沿OA或OA′段行进。②当荷载大于屈服弯矩My时,加载过程中,曲线沿着骨架线行进;卸载过程中,曲线以刚度K1进行卸载。③若卸载时荷载未达到0再次加载,则曲线按原卸载刚度K1再加载至原卸载点。④卸载完成后继续反向加载,荷载未超过反向屈服弯矩R×My时,曲线按照反向加载刚度S×K1加载;荷载超过反向屈服弯矩时,曲线指向行进方向的历史最大位移点。负向首次加载时,曲线指向负向骨架曲线上的屈服点A′。⑤若历史最大位移点大于翼缘接触点,则反向再加载曲线指向翼缘接触点。负向加、卸载过程按照上述步骤往复进行。试验结果表明,参数S和R可分别取0.5和1.7,强度再上升段的刚度可取为弹性段刚度的15%。

2 有限元模型及验证

2.1 有限元模型

为方便对带保险丝结构进行弹塑性分析,本文通过编制用户子程序将保险丝行为嵌入到通用有限元软件MSC. Marc中。图6为带保险丝梁柱节点试件的有限元模型。梁、柱构件和保险丝分别采用梁单元Thin-walled section beam和转动弹簧单元Spring建模。转动弹簧连接缝隙两侧梁单元节点的转动自由度,并被赋予符合保险丝非线性行为的弯矩-转角滞回关系。耦合缝隙两侧节点的轴向和切向自由度,分别模拟保险丝传递的梁轴力和剪力。

图6 带保险丝梁柱节点的有限元模型Fig. 6 Finite element model of beam-to-column joint with fuses

保险丝本构曲线特征点的弯矩和转角可基于修正Gomes-Appleton模型进行计算,具体方法如式(2)～式(8)所示。其中,屈服点的弯矩My和转角θy可由式(2)～式(3)计算:

My=4μφAfyH+∑Vbolt×Lbolt

(2)

(3)

式中:φ为受压稳定系数;A为保险丝连接板中间截面面积;fy为钢材屈服强度;Lb为保险丝连接板削弱截面两侧最内排螺栓间距离;L为缝隙截面到梁反弯点的距离;H为梁高;I为缝隙截面惯性矩;Vbolt为腹板螺栓连接的抗剪强度值;Lbolt为腹板各排螺栓到中性轴的距离;μ为保险丝连接板应力分布不均匀分布系数,取0.9。

最大弯矩点的弯矩Mu和转角θu可由式(4)～式(6)计算:

(4)

(5)

(6)

式中:fu为钢材抗拉强度;Lr为保险丝连接板截面削弱部分的长度;δ为保险丝连接板轴向变形。

翼缘接触点的弯矩Mt和转角θt可由式(7)～式(8)计算:

(7)

(8)

式中:γ为缝隙宽度;Lbolt,F为腹板各排螺栓到接触翼缘的距离。

2.2 模型合理性验证

数值模拟与试验的结果对比如图7所示。由图可知,数值模型能够反映带保险丝构件强度软化和刚度退化等特征,模拟结果与试验结果基本吻合,阈值强度最大误差在7.0%之内,验证了建模方法的合理性。

图7 滞回曲线对比Fig. 7 Comparison of hysteretic loops

3 算例设计

为研究带保险丝结构的损伤控制性能,分析其损伤机理、失效模式和层间变形,设计了一榀普通钢框架(moment resistance frame,MRF)和一榀带保险丝新型钢框架(moment resistance frame with fuses,MRF-F)。此外,为探讨保险丝阈值和主体构件材料强度对带保险丝结构性能的影响,在新型钢框架MRF-F的基础上,分别设计了不同阈值保险丝和高强钢梁柱构件的对比算例。

3.1 钢框架设计

本文按GB 50011—2010《建筑抗震设计规范》[15]设计了一榀6层平面钢框架,层高为3m,跨度为6m。建筑类别为丙类,抗震设防烈度为8度,建筑场地类别为III类,设计地震分组为第一组,框架的抗震等级为三级,设计基本地震加速度为0.20g,场地特征周期0.35s。梁恒载16.5kN/m,活载10.0kN/m,填充墙荷载3.0kN/m。梁和柱均采用Q345钢,梁截面为H-300mm×150mm×10mm×15mm,柱截面为H-300mm×260mm×10mm×15mm。据FEMA-350[16]中关于狗骨节点的设计建议,同时考虑实际安装需要,将保险丝置于梁端外500mm处。新型钢框架结构布置如图8所示。

图8 新型钢框架结构布置图Fig. 8 New steel frame structure diagram

3.2 保险丝设计

保险丝采用Q235钢,参考陈祎安[17]的研究结果设定保险丝强度阈值γ为0.85,按式(1)确定保险丝的最大承载力。骨架曲线特征点的转角与弯矩如表1所示,滞回参数与试件H-F18相同。

表1 保险丝钢梁截面弯矩-转角骨架曲线特征点Table 1 Feature points on skeleton curves of section moment-rotation of beams with fuses

由保险丝工作机理可知,强度阈值过大会导致其无法保护结构,阈值过小则会引起结构强度得不到充分利用。为研究保险丝强度阈值对结构性能的影响,在算例MRF-F的基础上,以保险丝骨架曲线各段刚度不变,仅调整强度为原则,设计了3个强度阈值分别为0.75、0.95和1.05的保险丝,并建立了对应的算例,分别命名为MRF-F-0.75、MRF-F-0.95和MRF-F-1.05。此外,为提升带保险丝结构性能, 在算例MRF-F的基础上, 主体构件的钢材强度等级替换为 Q550 高强钢,保险丝强度阈值仍为0.85,建立带保险丝高强钢框架算例,命名为HMRF-F。各算例详细参数如表2所示。

表2 各算例详细参数Table 2 Parameters of studied cases

上述算例可根据研究目的分为3组,第一组包含普通钢框架MRF和带保险丝新型钢框架MRF-F,通过静力和动力弹塑性分析,研究带保险丝钢框架的损伤机理、失效模式和可恢复性能,探索保险丝受损程度与结构性能的对应关系。第二组包含不同强度阈值的带保险丝钢框架MRF-F-0.75、MRF-F-0.95和MRF-F-1.05,通过静力弹塑性分析研究保险丝强度阈值对结构性能的影响。第三组包含带保险丝高强钢框架HMRF-F,对其进行静力和动力时程弹塑性分析,研究主体构件钢材强度对带保险丝结构强度和变形的影响。

4 算例对比分析

4.1 静力弹塑性分析

为研究带保险丝钢框架的损伤机理、失效模式,探索保险丝受损程度与结构性能之间的对应关系,分析保险丝强度阈值和梁柱的钢材强度等级对结构性能的影响,对各算例进行静力弹塑性分析。考虑到框架以剪切变形为主,且刚度和质量沿高度分布均匀,采用倒三角型荷载分布模式进行加载。在传统静力弹塑性分析方法的基础上,采用基于多点位移控制的加载方式[18]。该加载方式通过增加附加位移来控制侧向荷载比,可提高分析的数值稳定性和收敛性。

4.1.1 Pushover曲线

各算例的基底剪力和顶点位移Pushover曲线对比如图9所示,特征强度对比如表3所示。其中,Py和PFy分别为构件屈服时普通钢框架和带保险丝钢框架的底部剪力,Pu和PFu分别为普通钢框架和带保险丝钢框架的最大承载力,PFfuse为带保险丝钢框架的阈值强度。由图9可知,带保险丝钢框架的Pushover曲线具有明显的强度下降段和再上升段,与保险丝骨架曲线的4个阶段相似,说明保险丝控制了结构的响应。新型钢框架MRF-F的屈服承载力和最大承载力分别为普通钢框架MRF的60.8%和89.6%,说明新型钢框架强度略低于普通钢框架。而PFfuse约为Py的88%,表明普通钢框架的强度达到PFfuse时,梁端未屈服,主体构件处于弹性状态,保险丝起到了保护作用。各算例的初始刚度相近,说明带保险丝钢框架同样具备足够的侧向刚度,避免结构整体破坏。

图9 Pushover曲线对比Fig. 9 Comparison of Pushover curves of frames

表3 特征强度对比Table 3 Comparison of strengths of frames with various threshold values

4.1.2 损伤机理和失效模式

对比普通钢框架MRF和新型钢框架MRF-F的破坏过程可发现,普通钢框架的损伤从底部楼层的梁端开始,并逐渐向上部楼层梁端发展。当最大层间位移角达到2.0%时,结构底部3层钢梁屈服。最终,由于底部楼层梁、柱端形成塑性铰,导致结构失效。与普通钢框架的损伤过程不同,新型钢框架的损伤从保险丝开始,逐渐发展到梁、柱等主体构件,其塑性铰发展过程如图10所示。具体损伤过程如下:①最大层间位移角达到0.8%,2层边跨保险丝屈服;②最大层间位移角增大到0.9%,底层保险丝开始屈服,结构刚度变化;③最大层间位移角达到2.1%,底部3层保险丝和底层边柱底部逐渐屈服,而各层钢梁保持弹性;④在2.7%最大层间位移角下,底部4层保险丝屈服,部分保险丝达到阈值控制状态,结构达到阈值强度,而后承载力开始降低;⑤最大层间位移角为5.2%时,底部2层保险丝截面位置的钢梁翼缘开始接触,推覆曲线进入强度再上升段,保险丝逐渐失去保护功能,梁端开始出现屈服;⑥当最大层间位移角达到14%时,新型钢框架达到最大承载力。随着荷载增大,塑性变形在梁端、柱底发展和累积,最终导致新型钢框架破坏。与普通钢框架不同,新型钢框架的塑性变形主要集中于保险丝。但两框架的失效模式相同,均因为底部楼层梁、柱端部形成塑性铰,导致结构自由度增加,最终形成机构而失效。

图10 新型带保险丝钢框架MRF-F损伤过程Fig. 10 Damage process of new fuse-equipped steel frame MRF-F

4.1.3 保险丝损伤与结构性能的对应关系

受损保险丝的数量和损伤程度影响结构的性能状态和恢复速度。考察保险丝的损伤情况与结构性能间的对应关系,对评估结构损伤性能具有一定意义。根据保险丝强度和变形R的对应关系,可将其损伤程度分为5个阶段,包括完好(RCp),如图11所示。当变形R大于Ls时,保险丝强度下降,无法继续保证强度阈值,需更换。

图11 保险丝损伤状态Fig. 11 Damaged status of fuses

由新型钢框架MRF-F的破坏过程和Pushover曲线可知,结构性能具有6处明显变化,分别为保险丝开始屈服、结构整体刚度首次变化、底层柱端开始屈服、结构达到阈值强度PFfuse、结构强度再次上升和结构达到最大承载力PFu。根据PEER的建议,选取最大层间位移角作为定量描述新型钢框架性能的参考指标[19]。

在静力推覆荷载作用下,新型钢框架MRF-F的最大层间位移角与保险丝损伤情况统计如表4所示。由表4可知,0.8%的最大层间位移角下,主体构件保持弹性状态,满足规范对弹塑性层间位移角的规定,此时约有97%的保险丝完好,仅个别保险丝屈服;最大层间位移角增至0.9%时,结构整体刚度发生变化,约有11%的保险丝轻微损伤,无需被更换;2.1%最大层间位移角下,结构底层柱开始屈服,有17%的保险丝严重损伤,需要被更换;2.7%最大层间位移角下,结构达到保险丝阈值控制下的最大强度PFfuse,需更换的保险丝占比增至约36%;5.2%最大层间位移角下,强度再次上升,需被更换的保险丝占比增至67%;14.0%最大层间位移角下,大量梁柱屈服,结构到达最大承载力,保险丝发生严重损伤或破坏,需全部更换。

表4 最大层间位移角与保险丝损伤情况统计Table 4 Statistics of the maximum drift ratio and damage of fuses %

4.1.4 保险丝强度阈值对结构性能的影响

不同强度阈值算例的推覆曲线如图9所示。带保险丝算例的阈值强度PFfuse随着保险丝阈值的增大而增大,MRF-F-0.75、MRF-F-0.95和MRF-F-1.05的阈值强度分别为普通钢框架屈服强度Py的0.79、0.95和1.07倍。但除算例HMRF-F外,其他各带保险丝钢框架算例的最大承载力相差很小,原因可能是结构达到最大强度时,保险丝已退出工作,最大承载力由梁、柱等主体构件控制。算例MRF-F-1.05在1.3%层间位移角下,保险丝虽未达到阈值强度,但钢梁端部已经开始屈服。且当结构达到阈值强度时,其底部楼层的中柱和梁端已进入塑性,说明强度阈值大于1.0时,保险丝无法发挥保护作用。综合考虑主体构件强度利用和保险丝的保护效果,强度阈值取为0.85是较合理的。

4.1.5 主体构件材料强度对结构性能的影响

带保险丝高强钢框架算例HMRF-F与普通钢框架MRF的Pushover曲线对比如图9所示。由图可知,带保险丝高强钢框架屈服强度与普通钢框架较接近,其最大承载力提升为普通钢框架的1.42倍。说明提高主体构件强度等级,带保险丝结构能够获得与普通钢结构相近的屈服承载力,且最大承载力可得到较大幅度的提高,弥补保险丝对结构强度的削弱,为保险丝的工程设计提供参考。

4.2 动力弹塑性时程分析

静力弹塑性分析虽能了解结构在侧向力作用下从构件到结构多层面的损伤发展过程和失效模式,但无法考虑结构动力特性、地震动特征等因素的影响。对普通钢框架MRF、新型钢框架MRF-F和带保险丝高强钢框架HMRF-F开展动力弹塑性时程分析,研究保险丝对结构变形和功能恢复的影响,并进一步探讨主体构件材料强度对带保险丝结构性能的影响。

4.2.1 地震动的选取

根据GB 50011—2010《建筑抗震设计规范》[15]的要求选取了7条地震动,包括6条天然地震动和1条人工地震动,各条地震动的拟加速度谱如图12所示。选取70、200、400、620 Gal这4种地震动峰值加速度(peak ground acceleration,PGA)幅值,分别对应8度设防要求下小震、中震、大震和超大震作用。此外,为消除惯性对残余变形的影响,在地震动输入结束后,再增加10s无激励持时,使结构自由振动至静止状态。结构响应指标采用各地震动作用下的平均值。

图12 地震动拟加速度谱Fig. 12 Quasi-acceleration response spectra of selected ground motions

4.2.2 最大层间位移角

不同强度地震动作用下,3个算例的最大层间位移角如图13所示。由图可知,小震和中震作用下,3个算例基本保持弹性,层间位移角沿高度的分布情况相似;大震作用下,普通钢框架MRF、新型钢框架MRF-F和带保险丝高强钢框架HMRF-F的最大层间位移角分别为1.5%、1.7%和1.8%,均满足规范对钢框架弹塑性层间位移角的限值要求,即小于1/50;超大震作用下,MRF-F和HMRF-F的最大层间位移角均增大到2.4%,略大于普通钢框架的2.3%,但相差不大。上述结果表明,带保险丝钢框架的最大层间位移角略大,原因可能是保险丝进入塑性后,降低了结构整体刚度,增大了位移响应。带保险丝钢框架与普通钢框架的最大层间位移角相差较小,说明带保险丝钢框架在大震和超大震作用下仍有良好的侧向刚度,具备一定的变形能力。由于保险丝控制结构响应,改变主体构件强度不会明显影响结构最大层间变形。高强钢对带保险丝钢框架的最大层间变形影响较小,原因可能是在小、中震下,MRF-F和HMRF-F均基本保持弹性,在大震及超大震作用下,结构变形主要受保险丝控制,受主体结构强度影响较小。

图13 最大层间位移角平均值Fig. 13 Average value of the maximum story drift ratios

4.2.3 结构损伤与功能恢复

最大层间位移角代表结构在地震作用下的最大反应,可对结构性能进行初步评价,但无法判断地震对结构造成的损伤。残余层间位移角可反映结构塑性变形的发展程度,是评价结构受损情况和可恢复性的重要指标之一。FEMA P58[20]给出结构残余位移与结构损伤状态的对应关系,具体内容为:①残余层间位移角达到0.2%时,结构轻微受损,可基本实现震后功能自恢复;②残余层间位移角达到0.5%,付出较小的经济代价即可完成对结构功能的恢复;③残余层间位移角为1.0%时,修复结构需付出较大代价,该指标是判断修复或重建结构的限值指标。对于带保险丝结构,除残余层间位移角外,在地震作用下需更换保险丝的数量同样影响其可恢复性。因此,采用残余层间位移角和需更换保险丝占比2个参数对带保险丝结构损伤情况和功能可恢复性进行评估。地震动作用下,3个算例残余层间位移角如图14所示,保险丝受损情况如表5所示。

图14 残余层间位移角平均值Fig. 14 Average value of residual story drift ratios

表5 保险丝损伤情况统计Table 5 Statistics of damaged fuses %

由图14和表5可知,小震下,3个算例均保持弹性,未发生残余层间变形;中震下,新型钢框架MRF-F的最大残余位移角为0.1%,小于0.2%,结构功能可自恢复,此时,仅有17.9%的保险丝轻微受损,无需更换,带保险丝高强钢框架HMRF-F仍保持弹性,无残余变形;大震下,MRF-F的最大残余层间位移角为0.31%,小于0.5%,更换5.6%的受损保险丝即可恢复结构功能,HMRF-F的最大残余层间位移角为0.15%,为MRF-F的48%,且仅有0.8%的保险丝需更换;超大震下,MRF-F残余位移角增大到0.55%,保险丝受损较严重,恢复结构功能需更换37.7%的保险丝,HMRF-F残余位移角0.39%,为MRF-F的71%,19.0%的保险丝需更换,而普通钢框架MRF残余变形达到0.35%,超过0.2%,据FEMA P58判断其已丧失自恢复能力,需要修复受损的主体构件才能恢复结构功能。综合上述分析可知,小震作用下,3个算例均保持弹性;在中震和大震作用下,带保险丝结构轻微受损,不需修复或稍经修复即可恢复结构功能;在超大震作用下,更换部分保险丝可恢复新型钢框架MRF-F的结构功能,无需修复主体构件。在大震和超大震作用下,带保险丝高强钢框架HMRF-F残余变形仅为新型钢框架MRF-F的48%和71%,且需更换受损保险丝较少,说明提高主体构件材料强度可减小结构残余变形,有助于结构功能恢复。

5 结论

本文基于提出的地震损伤控制保险丝,给出了带保险丝结构的数值建模方法,并进行了合理性验证。采用静力弹塑性分析和动力弹塑性时程分析方法对带该保险丝新型钢框架的地震损伤控制性能进行研究,主要结论如下:

1)提出的数值建模方法能够准确地模拟带保险丝结构的力学特征和抗震性能。

2)带保险丝结构的地震响应受保险丝性能控制,保险丝可有效地控制结构损伤,保护主体结构。为充分发挥保险丝的损伤控制作用,保险丝强度阈值应小于1.00,建议取0.85。

3)区别于普通钢框架,带保险丝钢框架的损伤从结构底层保险丝开始,逐渐向上部楼层发展。在2.1%层间变形下,主体结构无损伤,更换17%的保险丝即可恢复结构功能。5.2%层间变形下,保险丝逐渐失去损伤控制作用,损伤向梁、柱等主体构件发展。

4)小震和中震作用下,保险丝无损伤或轻微损伤,结构无需修复;大震作用下,虽然带保险丝钢框架的层间位移角较大,但仅有5.6%的受损保险丝需修复,修复代价较小;在超大震作用下,更换37.7%的保险丝可恢复带保险丝新型框架的结构功能,无需修复主体构件。

5)带保险丝高强钢框架的层间位移角虽与带保险丝普通钢框架相近,但残余层间位移角更小,需修复保险丝数量更少,结构的可恢复性进一步得到了提升。