王振山, 蘇明周, 郭宏超

(1.西安理工大學 土木建筑工程學院，陜西 西安 710048；2.西安建筑科技大學 結構工程與抗震教育部重點實驗室，陜西 西安 710055)

輕型門式剛架鋼結構房屋憑借其結構形式簡單、用鋼量少、安裝方便、工業(yè)化生產程度高等優(yōu)點，在我國低層大空間建筑中應用十分廣泛。

由于門式剛架結構自重較輕，以往認為地震作用對其影響較小，故對其抗震性能研究較少。從國內外發(fā)生的數次破壞性地震情況來看，門式剛架結構在遭遇強地震作用時，局部會發(fā)生屈曲變形，嚴重的局部屈曲甚至會引起倒塌。

目前，國內相關規(guī)范對其抗震設計都未給出具體的設計方法，這對門式剛架結構用于高抗震設防等級區(qū)域時的安全性造成了一定隱患。因而對門剛結構進行抗震性能研究是十分必要的，尤其在結構的地震受力性能、變形特征和破壞機理等方面。

Hwang J S[1-2]等對柱腳鉸接等截面和變截面門式剛架進行振動臺試驗研究，對剛架在彈性和彈塑性階段的變形、內力分布以及結構的破壞模式進行了探討。Hong Jong Kook[3]進行了變截面門式剛架進行擬靜力滯回試驗，對其抗震性能進行相關研究并提出了相應的抗震設計方法。申林、胡天兵等[4]應用底部剪力法對單層單跨無吊車門式剛架結構進行抗震承載力計算，得到了通過不同荷載組合應力結果的地震作用控制條件。章軍、王元清等[5]對單層單跨門式剛架在風荷載和地震作用下的變形反應進行研究。蘭海龍[6]對柱腳鉸接變截面門式剛架結構進行抗震性能分析，主要針對自振頻率和振型進行研究。肖兵波[7]基于性能理論和美國抗震規(guī)范對門式剛架進行了抗震反應分析，提出了適用于我國國情的抗震安全鑒定方法。王傳奇、高軒能等[8]利用ANSYS軟件，對變截面門式剛架的動力特性進行數值模擬。徐勇等[9]對3/8縮尺模型柱腳鉸接變截面單層單跨變截面門式剛架進行滯回試驗研究。

本研究在單層單跨門式剛架擬靜力試驗的基礎上，應用有限元軟件對全尺寸結構的抗震性能進行研究。

1 門式剛架擬靜力試驗研究概況

試驗試件為一個2榀單層單跨梁柱端板豎放柱腳鉸接的1/3縮尺模型，具體加載形式及過程見文獻[10]。通過擬靜力試驗研究發(fā)現，門式剛架的破壞形式為結構形成“屈曲鉸”的機構破壞，“屈曲鉸”相對于塑性鉸轉動能力差，因而對結構的延性、耗能均產生不利影響。試驗結果顯示，結構的延性系數μ=1.46，等效粘滯阻尼系數he= 0.121，表明結構進入塑性階段后，變形較小，耗能能力不高。

2 試驗模型有限元驗證

ABAQUS是一款功能強大的有限元軟件，可以用來模擬龐大復雜的模型，能有效解決工程實際中大型模型的高度非線性問題。

首先，通過ABAQUS中的CAE前處理模塊，根據試驗試件的幾何尺寸建立有限元模型，具體形式見圖1。

圖1 有限元模型

根據材性試驗測試結果，鋼材的彈性模量E=2.09×105MPa，屈服強度fy=320 N/mm2，抗拉強度fu=420 N/mm2。鋼材的屈服準則采用Von-Mises屈服準則，材料的強化本構關系選取各向同性強化模型，不考慮包辛格效應。采用上述本構關系可較好地表示塑性階段材料的應力-應變情況，形式簡單，且能滿足計算精度的要求。有限元單元采用減縮積分C3D8單元，減縮積分單元比普通完全積分在每個方向上少用了一個積分點，計算速度更快，該單元對位移求解較精確，網格抗扭曲能力強，在彎矩荷載作用下不易發(fā)生剪切自鎖[11]。模型荷載與試驗情況一致，加載制度見圖2。

圖2 有限元模型加載制度

2.1 破壞形式比較

有限元模型破壞形式與試驗破壞情況對比見圖3。有限元模型剛架梁A端(近加載)、B端(遠加載)下翼緣發(fā)生屈曲變形，其中，B端屈曲位置更靠近節(jié)點區(qū)。試驗試件A端(近加載)、B端(遠加載)下翼緣發(fā)生屈曲變形，其中，B端發(fā)生兩處屈曲，破壞位置分別靠近節(jié)點區(qū)和第一道加勁肋外側，分析其原因為，試驗試件受到初變形、焊接應力等缺陷影響，在第一道加勁肋外側部分形成薄弱區(qū)域，在荷載作用下發(fā)生局部屈曲。總體來看，有限元模型破壞形式與試驗結果吻合程度較好。

圖3 數值模擬結果與試驗破壞對比

2.2 滯回曲線與骨架曲線比較

有限元模型與試驗荷載-位移滯回曲線對比見圖4，有限元模型與試驗骨架曲線對比見圖5。分析可知，有限元模型滯回曲線和骨架曲線的變化范圍、形式和規(guī)律與試驗結果吻合程度較高。

圖4 荷載-位移滯回曲線對比

圖5 有限元模型與試驗骨架曲線對比

綜合上述分析，所建有限元模型可較好模擬門式剛架結構的應力和應變情況，可通過數值模擬得到該結構在水平滯回荷載作用下的破壞形式、承載力和位移情況等，開展抗震性能研究。

3 試驗模型原型結構有限元分析

試驗通過1/3縮尺模型對門式剛架結構的抗震性能進行研究。由于采用縮尺形式，存在“尺寸效應”，難以反映實際工程中門式剛架的抗震承載力和變形等情況?，F對全尺寸結構進行數值模擬，對承載力、位移、破壞形式、延性和耗能情況進行分析，為結構設計提供依據。

有限元模型根據標準圖集02SG518-1[12]中的門式剛架進行設計，具體截面尺寸見表1。

表1 門式剛架全尺寸結構

全尺寸結構荷載根據建筑抗震設計規(guī)范進行取值計算。柱頂重力荷載代表值為：

G1=G柱半+G墻半=14.4 kN

梁重力荷載代表值為：

G2=1.0G梁+1.0G恒載+0.5G雪載=58.2 kN

去除結構自重，有限元建模時每根剛架柱施加6.21 kN恒荷載，剛架梁施加9.18 kN/m的均布荷載。加載制度按有限元驗證模型形式3倍加載。

3.1 原型結構破壞模式分析

全尺寸結構的應力、應變如圖6所示。分析可知，全尺寸結構的破壞形式為靠近節(jié)點區(qū)域梁翼緣發(fā)生屈曲，A端破壞區(qū)域大約距端板0.5h0(h0為剛架梁大頭截面高度)，B端破壞區(qū)域大約距端板1.5h0。

圖6 全尺寸結構應力應變

與縮尺模型屈曲形式略有不同的是，全尺寸結構剛架梁上翼緣也發(fā)生屈曲變形。另外，剛架梁跨中截面應力較大，這與縮尺模型一致?？傮w來看，全尺寸結構與縮尺模型破壞形成基本一致，只是結構應力較大區(qū)域相對于縮尺模型分布更廣，說明應力分布更均勻合理。

3.2 荷載-位移滯回曲線分析

全尺寸結構的荷載-位移滯回曲線如圖7所示。彈性階段中滯回曲線基本呈線形發(fā)展，彈塑性階段中滯回環(huán)面積逐漸增大，承載力達到峰值荷載后滯回曲線面積增速加大。當結構承載力達到峰值后，由于全尺寸結構截面尺寸更大，其承載力下降程度較縮尺模型緩慢，滯回曲線也更為飽滿。因此，全尺寸結構的耗能能力較縮尺模型更好一些。

圖7 荷載-位移曲線

3.3 骨架曲線分析

全尺寸結構的骨架曲線如圖8所示，各階段荷載、位移特征值見表2。彈性階段中骨架曲線基本呈線形變化，沒有明顯的屈服階段，當結構達到峰值荷載后承載力發(fā)生退化，但下降程度較縮尺模型緩慢。另外，正向與負向骨架曲線基本呈對稱分布，推拉對結構剛度的影響并不顯著。

圖8 骨架曲線

表2 荷載和位移特征值

3.4 剛度退化曲線分析

全尺寸結構的剛度退化曲線見圖9。正、負向剛度退化基本一致，彈性階段中結構剛度未發(fā)生明顯退化情況，當翼緣發(fā)生局部屈服后結構剛度開始退化，隨著荷載增加，尤其是當承載力達到峰值后，剛度退化程度明顯加快。由此可見，全尺寸結構的塑形變形能力也較差，與縮尺模型結構基本類似。

圖9 剛度退化曲線

3.5 延性和耗能能力分析

經過有限元計算，全尺寸結構的柱頂最大位移為h/32(h為柱頂高度)，結構延性系數μ=1.69?？s尺模型的柱頂水平最大位移為h/43，結構延性系數μ=1.46?？梢?，全尺寸結構的變形能力和延性性能更好一些。結構的耗能能力可用等效粘滯阻尼系數描述，全尺寸結構的等效粘滯阻尼系數變化見圖10。經分析可知，彈性階段中結構的荷載-位移滯回環(huán)面積很小，這里不作統(tǒng)計。當發(fā)生局部屈曲后結構進入彈塑性階段，滯回環(huán)面積逐漸增大。當承載力達到峰值荷載后滯回環(huán)面積大幅度提高。最終全尺寸結構的等效粘滯阻尼系數 ，縮尺模型等效粘滯阻尼 ?？梢?，全尺寸結構的耗能能力略好一些。

圖10 等效粘滯阻尼系數變化

4 全尺寸結構整體抗震性能評估

根據相關設計資料，全尺寸結構的特征周期按III類場地土，地震分組第一組進行取值。根據文獻[13] 研究結果，結構自振周期T=0.35 s，阻尼比ζ=0.03。由底部剪力法可算得結構承受的地震水平剪力為：

FEK=αGeq

(1)

水平地震力設計值為：

Pd=FEK·γEH

(2)

式中，γEH為水平地震作用分項系數，取1.3。

經計算,Geq=72.6 kN 。因此，結構在8度多遇地震作用下為：

FEK=η2αGeq=

1.20×0.16×72.6=13.94 kN

結構在9度多遇地震作用下有：

FEK=η2αGeq=

1.20×0.32×72.6=27.88 kN

抗震承載力設計值為：

(3)

式中，γR為材料抗力分項系數，取1.087；γRE為抗震承載力調整系數，取0.75。

結構抗震承載力設計值為：

由此可見，雖然全尺寸門式剛架結構延性性能、耗能能力較差，但由于結構自重較輕，承載力較高，在地震作用下，結構仍處于彈性階段，且承載力有較大的安全儲備，實際工程中的門式剛架具有良好的抗震性能。

表3 結構抗震承載力對比值

5 結 論

對全尺寸門式剛架結構進行有限元分析，得到結果為：

1) 全尺寸門式剛架結構在水平循環(huán)荷載作用下，破壞模式為靠近節(jié)點區(qū)域梁翼緣發(fā)生屈曲破壞；與1/3縮尺模型破壞形式不同的是，全尺寸結構剛架梁上翼緣亦發(fā)生一定程度的屈曲，表明實際的門剛結構破壞時剛架梁的變形更大。

2) 全尺寸門剛的極限位移為h/32(h為柱頂高度)，結構延性系數μ=1.69。較縮尺模型有一定的提高，說明其變性能力更強。

3) 分析得到全尺寸結構等效粘滯阻尼系數he=0.163，表明全尺寸門式剛架耗能能力相對更好一些，由于剛架梁上翼緣也發(fā)生一定的屈曲情況，形成的“屈曲鉸”轉動能力增強，結構的耗能能力得到提高。

4) 通過結構抗震性能評估發(fā)現：當結構遭遇多遇地震作用時，門式剛架結構仍處于彈性階段，且安全裕度較大。

總之，全尺寸門式剛架結構的變性能力、延性和耗能較縮尺模型都有一定的提高。

由于結構自重較輕，承載力較高，在地震作用下，結構仍處于彈性階段，且承載力有較大的安全儲備，實際工程中的輕型門式剛架結構具有良好的抗震性能。

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