機電管線用裝配式支吊架抗震性能試驗研究

孫 彬,張雪芳,張晉峰,王景濤

(1. 中國建筑科學研究院有限公司,北京 100013; 2. 建研院檢測中心有限公司,北京 100013)

0 引言

隨著建筑主體結構抗震性能的不斷提高,地震造成的災害和損失主要集中于非結構構件,以建筑管道及其支撐體系的破壞最為典型[1-4]。2006年夏威夷地震中,醫院的噴淋管道系統發生嚴重損壞,消防用水大面積泄漏,導致49名患者撤離到帳篷內居住數周[5];2008年汶川地震,部分建筑主體結構并未倒塌,但非結構構件損壞造成了人員傷亡和財產損失[6];2010年智利地震,因非結構構件和消防管道損壞導致當地最大的2個機場被迫關閉,12家醫院超過75%的功能設施癱瘓[7];2011年東北太平洋地震,災害調查結果顯示消防系統損失占建筑全部損失的37%[8]。

裝配式支吊架是確保機電管線與建筑結構可靠連接的重要非結構構件,研究其抗震性能對于預防地震可能引發的次生災害、保障建筑使用安全以及生命財產安全具有重要意義。TIAN等[9]對布置不同支撐形式的3個足尺管線系統進行了動態荷載試驗,發現布置抗震支撐設施的管線系統性能好于未布置抗震支撐的管線系統,且未布置抗震支撐的管線系統的管線接頭、懸吊螺桿等均發生了損壞;LIN等[10]對帶有支架的水平管道系統進行了振動臺試驗,結果表明管道連接失效是管道系統的主要破壞原因;HOEHLER等[11]對裝有支吊架的7層足尺剪力墻結構進行了振動臺試驗,結果表明,隨著支吊架位移的增加,管道體系剛度下降,頻率逐漸減小;ATTARI等[12]對不同截面形式的支吊架進行了振動臺試驗,發現支吊架連接構件出現滑移時,由于滑移錯位后被再次鎖定,支撐系統依然能夠保持較好的剛度和強度;MALHOTRA等[13]確定了支吊架部件在極限荷載下能夠承受的循環加載次數,并給出了測試支吊架部件承載力的試驗加載制度;羅干等[14]開展了支吊架連接件的拉伸試驗和數值分析,得到了抗震連接構件的極限承載力及破壞形式;尚慶學等[15]開展了3種不同類型單桿抗震支吊架的低周往復荷載試驗,通過易損性分析確定了FM 1950規定的位移限值下各類抗震支吊架的極限承載力[16];國內外學者針對管道系統的抗震性能進行了大量的研究,但是關于支吊架試件抗震性能的研究相對較少。

GB 50981—2014《建筑機電工程抗震設計規范》[17]是建筑機電抗震的設計依據,規定了抗震支吊架的基本設計要求,并未給出詳細設計方法,該標準于2019年啟動修訂并已完成報批;GB/T 37267—2018《建筑抗震支吊架通用技術條件》[18]規定了抗震支吊架的性能測試方法,該方法源于美國標準FM 1950,僅適用于單桿防晃支吊架,并不適用于門型支吊架,該標準于2021年啟動修訂;GB/T 38053—2019《裝配式支吊架通用技術要求》[19]是針對支吊架的產品標準,規定了支吊架部件的力學性能,并未給出組件性能的測試方法。

為了研究裝配式支吊架的破壞機理、抗震性能及影響因素,針對兩類門型支吊架開展了擬靜力試驗,分析不同類型試件的破壞現象、滯回曲線、骨架曲線及其特征值、剛度和強度退化情況、耗能能力及延性特性等。研究成果可為支吊架產品的標準制定、設計施工、質量檢驗及工程應用提供參考依據。

1 試驗概況

1.1 試件設計

為考察節點連接形式和抗震連接件類型對支吊架抗震性能的影響,綜合考慮工程實際應用情況,設計了A、B兩類門型支吊架,每類試件考慮帶斜撐和不帶斜撐2種情況,試件參數如表1所示。

表1 試件參數Table 1 Parameters of specimens

A類試件的桿件采用橫截面41 mm×41 mm×2 mm的單拼C型槽鋼,槽鋼立柱和橫梁采用直角連接件相連并依靠槽鋼齒牙和旋翼螺母齒槽的咬合作用實現連接。槽鋼立柱和建筑主體結構采用底座連接件相連,立柱與底座連接件的連接依靠槽鋼齒牙和旋翼螺母齒槽的咬合作用,斜撐通過底座型抗震連接件與槽鋼立柱相連,斜撐與立柱安裝角度為45°,示意圖如圖1所示。

圖1 帶斜撐門型支吊架示意圖Fig.1 Schematic diagram of supports and hangers with seismic bracing

B類試件的桿件采用橫截面21 mm×21 mm×2 mm的雙拼C型槽鋼,在槽鋼橫梁上下側均設置直角連接件,依靠槽鋼齒牙和旋翼螺母齒槽的咬合作用實現連接,底座連接件采用螺栓對穿連接,斜撐通過鉸鏈型抗震連接件與槽鋼立柱相連。

節點連接形式照片如圖2所示,抗震連接件照片如圖3所示。

圖2 節點連接形式Fig.2 Joint connection

圖3 抗震連接件Fig.3 Seismic connectors

1.2 加載方案

本次試驗僅考慮水平地震作用對管道的影響。為避免多套支吊架加載時由于安裝誤差導致的試驗結果不準確問題,研發了一套加載裝置,可針對單套支吊架進行加載,加載示意圖如圖4所示,帶斜撐試件測試安裝照片如圖5所示。

圖4 試件加載示意圖Fig.4 Schematic diagram of loading

圖5 試件測試安裝照片Fig.5 Installation photo of specimens

根據FEMA 461[20]建議的加載程序,采用變幅位移控制加載,加載頻率為0.05 Hz。首先確定初始加載位移Δ0,后續加載位移Δi按1.4Δi-1進行增幅,每級位移循環2次,直至試件破壞或荷載下降至0.85倍的峰值荷載時停止加載,加載曲線示意圖如圖6所示。

圖6 加載曲線示意圖Fig.6 Schematic diagram of loading curves

1.3 加載裝置穩定性測試

為考察試驗裝置加載的穩定性,試驗開始之前分別對3套同規格型號的門型支吊架進行低周往復循環加載,得到試件的滯回曲線,如圖7所示。由圖可知,3套支吊架的滯回曲線基本重合,極限承載力最大差值不超過4.4%,屈服承載力最大差值不超過6.8%,驗證了采用該試驗加載裝置對單套支吊架加載是可行的,試驗結果離散型較小,具備良好的穩定性。

圖7 穩定性測試試件滯回曲線Fig.7 Hysteretic curves of specimens for stability tests

2 試驗結果與分析

2.1 試件破壞形式

各試件的典型破壞照片如圖8所示,各試件的受力性能及破壞情況如下:

圖8 試件破壞形態Fig.8 Failure phenomenon of specimens

1)試件A1:初始加載時,試件變形主要集中在管箍處;隨著位移增加,槽鋼底座連接件處旋翼螺母出現滑移,并將槽鋼凹形槽口向外擠壓出鼓包,直角連接件處的旋翼螺母也出現滑移;當加載位移達到60～90 mm時,試件整體側向變形顯著,滑移增多,承載力不再上升;當加載位移為92.07 mm時,與直角連接件相連的槽鋼齒牙被磨平,旋翼螺母和槽鋼齒牙的咬合連接失效(圖8(a)),同時槽鋼底座連接件處旋翼螺母將槽鋼凹形槽口撕裂發生拔出破壞(圖8(b)、(c)),但槽鋼立柱并未彎曲。試驗停止時,試件直角連接件和槽鋼底座連接件處的連接失效。

2)試件A2:初始加載時,由于兩側抗震斜撐的支撐作用,主體桿件變形相對較小,管箍變形較大;隨著位移繼續增加,管箍連接處旋翼螺母出現滑移,最終發生滑脫破壞(圖8(d)),直角連接件處旋翼螺母出現滑移但并未失效,底座連接件、抗震斜撐和抗震連接件全程未見明顯塑性變形。試驗停止時,試件管箍與槽鋼橫梁的連接失效。

3)試件B1:初始加載時,變形主要集中在管箍處;加載過程中,由于缺少兩側抗震斜撐的約束作用,試件側向變形逐漸增加;當加載位移達到60～90 mm時,與底座連接件接觸位置的槽鋼變形較大(圖8(e)),槽鋼橫梁上側直角連接件出現滑移;當加載位移大于90 mm時,橫梁上側直角連接件發生滑脫破壞,底座連接件未見明顯塑性變形,僅在橫梁上側的直角連接件處發生破壞(圖8(f)),槽鋼立柱發生明顯側向彎曲(圖8(g)),主體桿件性能得到充分發揮,故試件B1的承載力大于試件A1。

4)試件B2:初始加載時,主體桿件變形相對較小,管箍變形較大(圖8(h));隨著位移繼續增加,管箍連接處旋翼螺母出現滑移直至破壞,抗震斜撐和抗震連接件全程未見明顯塑性變形。試件B2破壞特征與試件A2相似,均是管箍連接處旋翼螺母發生滑脫破壞,但試件B2極限承載力小于試件A2。

總體來看,無斜撐試件易在直角連接件或槽鋼底座連接處失效,帶斜撐試件易在管箍連接處失效,故無斜撐試件應加強節點連接件的設計,帶斜撐試件應加強管箍處連接。

2.2 滯回曲線

各試件的滯回曲線如圖9所示。由圖可知,加載初期,試件均處于彈性階段,荷載和位移基本呈線性關系,卸載時殘余變形很小,滯回環呈細長梭形;隨著位移增加,試件由彈性階段進入彈塑性階段,連接節點處先后出現滑移,滯回曲線斜率發生變化,并逐漸向位移軸方向傾斜,殘余變形增加,滯回環趨于飽滿;加載后期,節點連接處滑移增多,試件塑性變形不斷發展,曲線斜率隨著荷載往復加載的次數減小,殘余變形持續增加,試件承載力到達峰值荷載后開始下降,剛度退化明顯,同一加載等級對應的2次循環的滯回曲線重合度降低,第二次循環加載的峰值荷載和曲線斜率明顯低于第一次循環。

圖9 滯回曲線Fig.9 Hysteretic curves

初始加載時試件A2、試件B1和試件B2的滯回環呈梭形,表明其具備較好的抗震性能;隨著加載位移增加,試件連接節點出現滑移,滯回環由梭形逐漸過渡為弓形;加載后期,試件塑性變形不斷發展,滯回環由弓形最終變為耗能能力較差的倒S形。試件A1的滯回曲線前期變化與其他試件相似,但試件破壞時,試件A1的滯回環由弓形變成了耗能能力最差的Z形。

2.3 骨架曲線

將滯回曲線同向各次加載的荷載極值點相連得到骨架曲線,如圖10所示。

圖10 骨架曲線Fig.10 Envelope curves

由圖10可知:①試件A2的承載力和彈性剛度遠大于試件A1,試件B2的承載力和彈性剛度大于試件B1,表明抗震斜撐能顯著提高門型支吊架的抗震性能;②試件B1的承載力和彈性剛度大于試件A1,試件B1僅在直角連接件處發生滑脫破壞,而試件A1在直角連接件及槽鋼底座連接處均出現滑脫,說明螺栓對穿連接的性能優于齒牙咬合連接;③試件B1性能優于試件A1,但試件A2的承載力和彈性剛度卻遠大于試件B2,說明抗震連接件是帶斜撐試件抗震性能的主要影響因素,且底座型抗震連接件具備較好的抗震性能。

2.4 骨架曲線的特征點

將骨架曲線最高點對應的荷載和位移定義為極限荷載和極限位移;破壞荷載取0.85倍的極限荷載,相應的位移為破壞位移,屈服荷載和位移采用通用屈服彎矩法確定。

各試件的骨架曲線特征值如表2所示,由表可知:①試件A2的正向(負向)極限承載力和屈服承載力分別較試件A1提高了290.2%(308.4%)和242.5%(246.9%),試件B2的正向(負向)極限承載力和屈服承載力分別較試件B1提高了47.0%(35.3%)和37.4%(16.7%);②試件B1的正向(負向)極限承載力和屈服承載力分別較試件A1提高了141.9%(137.7%)和93.4%(100.0%);③試件A2的正向(負向)極限承載力和屈服承載力分別較試件B2提高了9.7%(27.0%)和28.8%(48.7%)。

表2 骨架曲線特征值Table 2 Eigen values of envelope curves for specimens

2.5 強度退化

采用同級荷載強度退化系數λi來評估試件強度退化情況,表達式為

λi=Pji/Pj1

(1)

式中:Pji為第j級加載位移(Δ/Δy=j)時,第i次加載循環的峰值點荷載,本文i為2;Pj1為第j級加載位移(Δ/Δy=j)時,第一次加載循環的峰值點荷載。

試件同級荷載強度退化曲線如圖11所示,該曲線反映試件承載力隨循環次數增加的變化情況。PD和ND分別表示強度退化曲線的正向和負向。由圖11可知:①當加載位移小于65 mm時,試件A1的正負向強度退化系數均大于0.9,強度退化程度較小,具有較好的工作性能,當加載位移達到65～92 mm 時,試件A1的強度退化系數明顯降低,這是由于加載位移增加到65 mm時,試件A1節點連接處出現了較大的滑移所致;②當加載位移小于34 mm時,試件A2的正負向強度退化系數均大于0.9,當加載位移大于34 mm時,試件第二次循環對應的最大荷載值與第一次循環對應的最大荷載值相比明顯降低,主要是試件A2在管箍連接處發生了較大的滑移,但其強度退化系數也都大于0.8,強度退化程度不大;③由于試件B1和試件B2在底座連接件處采用螺栓對穿連接,節點滑移相對較少,因此其強度退化系數均大于0.9,正負向強度比較穩定。

圖11 強度退化系數曲線Fig.11 Coefficient curves of strength degradation

2.6 剛度退化

根據試件環線剛度Kj的變化來評估試件的剛度退化情況,表達式為

(2)

各試件剛度退化曲線如圖12所示。由圖可知:①試件A2的正負向環線剛度遠大于試件A1,試件B2的正向環線剛度大于試件B1,加載后期負向環線剛度也大于試件B1;②試件A1的環線剛度小于試件B1,但試件A2的環線剛度遠大于試件B2;③試件A1正向(負向)破壞剛度僅為初始剛度的15.4%(13.0%),試件A2正向(負向)破壞剛度約為初始剛度的25.5%(22.6%),試件B1正向(負向)破壞剛度約為初始剛度的19.1%(18.9%),試件B2正向(負向)破壞剛度約為初始剛度的16.3%(31.0%)。

圖12 剛度退化曲線Fig.12 Stiffness degradation curves

總體來看,各試件剛度退化情況與其承載力排布規律相同,帶斜撐試件優于無斜撐試件,依靠螺栓對穿連接的試件優于依靠咬合作用進行連接的試件,采用底座型抗震連接件的試件優于采用鉸鏈型抗震連接件的試件。

2.7 能量耗散

采用等效黏滯阻尼系數ξe和能量耗散系數E評估試件的耗能能力,以圖13為例,ξe的表達式為

圖13 滯回環示意圖Fig.13 Schematic diagram of hysteretic loop

(3)

試件滯回環面積反映其在低周往復荷載作用下的總耗能,各試件在加載位移Δ/Δy為1、8、12、14的滯回環如圖14所示。由圖可知,在同一加載等級下,滯回環面積從大到小依次為試件A2、試件B2、試件B1、試件A1。各個試件在初始狀態和破壞狀態的耗能指標如表3所示。由表可知,帶斜撐試件的總耗能、等效黏滯阻尼系數和能量耗散系數基本大于無斜撐試件。

圖14 不同試件滯回環隨加載位移的變化情況Fig.14 Change of hysteretic loop with loading displacement of different specimens

表3 試件耗能參數Table 3 Energy dissipation parameters of specimens

試件各級循環荷載下的等效黏滯阻尼系數ξe如圖15所示,由圖可知:①加載初期,各個試件的等效黏滯阻尼系數從大到小依次為試件A2、試件B2、試件B1、試件A1,與試件承載力、彈性剛度、強度和剛度退化等規律相同;②隨著加載位移的增加,試件A2、試件B1、試件B2的等效黏滯阻尼系數呈現出先增加后減少的趨勢,而試件A1的等效黏滯阻尼系數隨位移增長而增加。主要原因是試件A1的抗震性能較差,承載力較低,加載后期試件A2、試件B1、試件B2的承載力隨位移增長穩步上升,而試件A1的承載力幾乎不再增長,但其滯回環面積持續增加,導致試件A1的等效黏滯系數持續增長。

圖15 等效黏滯阻尼系數Fig.15 Equivalent viscous damping coefficient

2.8 延性系數

延性系數能夠反映試件從屈服到承載力沒有顯著降低期間抵抗塑性變形的能力。結構構件中通常采用延性系數評估試件的變形能力,延性系數定義為破壞位移與屈服位移的比值。

各試件的延性系數如表4所示。由表可知,延性系數從大到小依次為試件A1、試件B2、試件B1、試件A2。綜合彈性剛度、極限承載力、強度退化系數、環線剛度和等效黏滯阻尼系數以及能量耗散系數等抗震性能試驗結果,帶斜撐試件抗震性能優于無斜撐試件,各試件抗震性能指標降序排布依次為試件A2、試件B2、試件B1、試件A1。支吊架的延性系數與其他抗震性能指標相悖,主要是支吊架試件連接節點眾多,試件位移包含了一部分連接滑移,依靠齒牙咬合作用進行連接的節點越多,變形位移中包含的滑移成分越多,計算得到的延性系數就越不精確,因此,延性系數可否用于不同節點連接形式支吊架變形能力的評估還需進一步研究。

表4 試件延性系數Table 4 Ductility coefficient of specimens

3 結論

通過對裝配式支吊架的抗震性能試驗研究和分析,得到如下結論:

1)無斜撐試件易在直角連接件或槽鋼底座連接處失效,帶斜撐試件易在管箍連接處失效,故無斜撐試件應加強節點連接件的設計,帶斜撐試件應加強管箍處連接。

2)節點依靠槽鋼齒牙和旋翼螺母齒槽的咬合作用進行連接的試件抗震性能較差,依靠螺栓對穿連接的試件抗震性能較好,工程中支吊架產品關鍵節點處的連接宜選用螺栓對穿連接。

3)抗震斜撐能顯著提高門型支吊架的抗震性能,帶斜撐試件的極限承載力、屈服承載力、強度和剛度退化情況、耗能能力均優于無斜撐試件。

4)節點連接形式是無斜撐試件抗震性能的主要影響因素,抗震連接件性能是帶斜撐試件抗震性能的主要影響因素,底座型抗震連接件具備較好的工作性能,工程應用中無斜撐試件應重視節點連接形式的合理選取,帶斜撐試件盡可能選用底座型抗震連接件。

5)無斜撐門型支吊架具備抗震能力,實際工程中若考慮無斜撐門型支吊架的抗震性能,將其與帶斜撐支吊架進行統籌設計,能夠更科學地實現建筑機電的安全性和經濟性。