王振山, 蘇明周, 郭宏超

(1.西安理工大學(xué) 土木建筑工程學(xué)院，陜西 西安 710048；2.西安建筑科技大學(xué) 結(jié)構(gòu)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(jié)構(gòu)房屋憑借其結(jié)構(gòu)形式簡單、用鋼量少、安裝方便、工業(yè)化生產(chǎn)程度高等優(yōu)點，在我國低層大空間建筑中應(yīng)用十分廣泛。

由于門式剛架結(jié)構(gòu)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(nèi)外發(fā)生的數(shù)次破壞性地震情況來看，門式剛架結(jié)構(gòu)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?xí)鸬顾?/p>

目前，國內(nèi)相關(guān)規(guī)范對其抗震設(shè)計都未給出具體的設(shè)計方法，這對門式剛架結(jié)構(gòu)用于高抗震設(shè)防等級區(qū)域時的安全性造成了一定隱患。因而對門剛結(jié)構(gòu)進行抗震性能研究是十分必要的，尤其在結(jié)構(gòu)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(nèi)力分布以及結(jié)構(gòu)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(guān)研究并提出了相應(yīng)的抗震設(shè)計方法。申林、胡天兵等[4]應(yīng)用底部剪力法對單層單跨無吊車門式剛架結(jié)構(gòu)進行抗震承載力計算，得到了通過不同荷載組合應(yīng)力結(jié)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(fēng)荷載和地震作用下的變形反應(yīng)進行研究。蘭海龍[6]對柱腳鉸接變截面門式剛架結(jié)構(gòu)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(yīng)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(shù)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(chǔ)上，應(yīng)用有限元軟件對全尺寸結(jié)構(gòu)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(xiàn)，門式剛架的破壞形式為結(jié)構(gòu)形成“屈曲鉸”的機構(gòu)破壞，“屈曲鉸”相對于塑性鉸轉(zhuǎn)動能力差，因而對結(jié)構(gòu)的延性、耗能均產(chǎn)生不利影響。試驗結(jié)果顯示，結(jié)構(gòu)的延性系數(shù)μ=1.46，等效粘滯阻尼系數(shù)he= 0.121，表明結(jié)構(gòu)進入塑性階段后，變形較小，耗能能力不高。

2 試驗?zāi)Ｐ陀邢拊炞C

ABAQUS是一款功能強大的有限元軟件，可以用來模擬龐大復(fù)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(jù)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(jù)材性試驗測試結(jié)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(gòu)關(guān)系選取各向同性強化模型，不考慮包辛格效應(yīng)。采用上述本構(gòu)關(guān)系可較好地表示塑性階段材料的應(yīng)力-應(yīng)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(wǎng)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(cè)，分析其原因為，試驗試件受到初變形、焊接應(yīng)力等缺陷影響，在第一道加勁肋外側(cè)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(jié)果吻合程度較好。

圖3 數(shù)值模擬結(jié)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(jié)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(jié)構(gòu)的應(yīng)力和應(yīng)變情況，可通過數(shù)值模擬得到該結(jié)構(gòu)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?zāi)Ｐ驮徒Y(jié)構(gòu)有限元分析

試驗通過1/3縮尺模型對門式剛架結(jié)構(gòu)的抗震性能進行研究。由于采用縮尺形式，存在“尺寸效應(yīng)”，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(xiàn)對全尺寸結(jié)構(gòu)進行數(shù)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(jié)構(gòu)設(shè)計提供依據(jù)。

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

表1 門式剛架全尺寸結(jié)構(gòu)

全尺寸結(jié)構(gòu)荷載根據(jù)建筑抗震設(shè)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(jié)構(gòu)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(jié)構(gòu)破壞模式分析

全尺寸結(jié)構(gòu)的應(yīng)力、應(yīng)變?nèi)鐖D6所示。分析可知，全尺寸結(jié)構(gòu)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(jié)構(gòu)應(yīng)力應(yīng)變

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

3.2 荷載-位移滯回曲線分析

全尺寸結(jié)構(gòu)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(jié)構(gòu)承載力達到峰值后，由于全尺寸結(jié)構(gòu)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(jié)構(gòu)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(jié)構(gòu)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(jié)構(gòu)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(jié)構(gòu)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(jié)構(gòu)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(jié)構(gòu)剛度未發(fā)生明顯退化情況，當翼緣發(fā)生局部屈服后結(jié)構(gòu)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(jié)構(gòu)的塑形變形能力也較差，與縮尺模型結(jié)構(gòu)基本類似。

圖9 剛度退化曲線

3.5 延性和耗能能力分析

經(jīng)過有限元計算，全尺寸結(jié)構(gòu)的柱頂最大位移為h/32(h為柱頂高度)，結(jié)構(gòu)延性系數(shù)μ=1.69。縮尺模型的柱頂水平最大位移為h/43，結(jié)構(gòu)延性系數(shù)μ=1.46。可見，全尺寸結(jié)構(gòu)的變形能力和延性性能更好一些。結(jié)構(gòu)的耗能能力可用等效粘滯阻尼系數(shù)描述，全尺寸結(jié)構(gòu)的等效粘滯阻尼系數(shù)變化見圖10。經(jīng)分析可知，彈性階段中結(jié)構(gòu)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(jié)構(gòu)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(jié)構(gòu)的等效粘滯阻尼系數(shù) ，縮尺模型等效粘滯阻尼 ?？梢?，全尺寸結(jié)構(gòu)的耗能能力略好一些。

圖10 等效粘滯阻尼系數(shù)變化

4 全尺寸結(jié)構(gòu)整體抗震性能評估

根據(jù)相關(guān)設(shè)計資料，全尺寸結(jié)構(gòu)的特征周期按III類場地土，地震分組第一組進行取值。根據(jù)文獻[13] 研究結(jié)果，結(jié)構(gòu)自振周期T=0.35 s，阻尼比ζ=0.03。由底部剪力法可算得結(jié)構(gòu)承受的地震水平剪力為：

FEK=αGeq

(1)

水平地震力設(shè)計值為：

Pd=FEK·γEH

(2)

式中，γEH為水平地震作用分項系數(shù)，取1.3。

經(jīng)計算,Geq=72.6 kN 。因此，結(jié)構(gòu)在8度多遇地震作用下為：

FEK=η2αGeq=

1.20×0.16×72.6=13.94 kN

結(jié)構(gòu)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(shè)計值為：

(3)

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

結(jié)構(gòu)抗震承載力設(shè)計值為：

由此可見，雖然全尺寸門式剛架結(jié)構(gòu)延性性能、耗能能力較差，但由于結(jié)構(gòu)自重較輕，承載力較高，在地震作用下，結(jié)構(gòu)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(jié)構(gòu)抗震承載力對比值

5 結(jié) 論

對全尺寸門式剛架結(jié)構(gòu)進行有限元分析，得到結(jié)果為：

1) 全尺寸門式剛架結(jié)構(gòu)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(jié)構(gòu)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(jié)構(gòu)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(jié)構(gòu)延性系數(shù)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(jié)構(gòu)等效粘滯阻尼系數(shù)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(zhuǎn)動能力增強，結(jié)構(gòu)的耗能能力得到提高。

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

總之，全尺寸門式剛架結(jié)構(gòu)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(jié)構(gòu)自重較輕，承載力較高，在地震作用下，結(jié)構(gòu)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(jié)構(gòu)具有良好的抗震性能。

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