段留省，蘇明周，李 慧

( 1. 長安大學(xué) 建筑工程學(xué)院，陜西 西安 710061；2. 西安建筑科技大學(xué) 土木工程學(xué)院，陜西 西安 710055；3. 恒大地產(chǎn)集團(tuán)西安有限公司，陜西 西安 710000)

高強(qiáng)鋼組合Y形偏心支撐鋼框架(HEY)是一種新型結(jié)構(gòu)體系[1]，其耗能梁段采用屈服點(diǎn)較低鋼材并通過彈塑性變形耗散地震能量；框架與支撐采用高強(qiáng)度鋼材，為耗能梁段提供足夠的約束，減少用鋼量，剪切屈服型試件的耗能能力和承載力高于彎曲屈服型試件，這與普通Y形偏心支撐鋼框架的研究成果基本一致[2-3].1/2縮尺3層Y形偏心支撐鋼框架振動(dòng)臺(tái)試驗(yàn)和擬靜力試驗(yàn)表明表明試件抗震性能良好，但耗能梁段下端出現(xiàn)平面外變形[4-5].Montuori等對(duì)Y形偏心支撐鋼框架進(jìn)行剛塑性理論分析，提出相應(yīng)設(shè)計(jì)方法[6-7].Y形偏心支撐可用于RC框架震后加固，加固后結(jié)構(gòu)的承載力、抗側(cè)剛度和耗能能力均有提高[8-9].有限元分析結(jié)果表明加固后RC框架的耗能能力顯著提高，框架震害有所減輕[10].Shayanfar等對(duì)Y形偏心支撐鋼框架普通型鋼耗能梁段和型鋼混凝土組合耗能梁段進(jìn)行研究，表明后者受剪承載力和延性較好[11].段留省等對(duì)1榀單層單跨1/2縮尺的高強(qiáng)鋼組合K形偏心支撐鋼框架進(jìn)行震后修復(fù)試驗(yàn)，表明修復(fù)后的極限承載力與原試件相當(dāng)，延性系數(shù)略有降低[12].紀(jì)曉東等對(duì)可更換鋼連梁抗震性能和震后更換可行性進(jìn)行試驗(yàn)研究，轉(zhuǎn)角達(dá)到0.02rad時(shí)更換連梁，采用耗費(fèi)時(shí)間和殘余轉(zhuǎn)角評(píng)定可更換能力[13-14].超短連梁循環(huán)加載試驗(yàn)表明連梁的彈塑性轉(zhuǎn)角接近0.14rad，采用LYP225鋼時(shí)轉(zhuǎn)角增大25%，翼緣的抗剪作用和腹板應(yīng)變硬化對(duì)連梁的超強(qiáng)系數(shù)影響較大[15].

為進(jìn)一步研究HEY試件的抗震性能和震后修復(fù)可行性，在試驗(yàn)的基礎(chǔ)上采用ANSYS軟件對(duì)一組HEY試件進(jìn)行有限元分析，考慮材料非線性和幾何非線性，重點(diǎn)研究受力性能、破壞機(jī)制、塑性轉(zhuǎn)動(dòng)能力.

1 有限元模型

1.1 幾何模型與網(wǎng)格劃分

為便于驗(yàn)證，有限元模型YL的尺寸與文獻(xiàn)[1]中試件HEYS一致，僅改變耗能梁段長度，以研究HEY試件的抗震性能和耗能機(jī)制.試件尺寸見圖1，耗能梁段截面見表1，其中e為耗能梁段長度，H為框架的層高.

圖1 HEYS試件立面圖(單位：mm)Fig.1 Elevation of HEYS specimens(unit: mm)

試件e/mme/H耗能梁段截面鋼材牌號(hào)YL13001/6YL24001/4.5YL35001/3.6H225×125×6×10Q345B

有限元模型及邊界條件見圖2(a)，網(wǎng)格劃分采用實(shí)體單元，耗能梁段和柱腳底板分別采用Solid186和Solid187單元，其他構(gòu)件均采用Soild185單元.耦合加載點(diǎn)標(biāo)高處節(jié)點(diǎn)的X方向位移ux，以模擬加載梁[1]，框架梁的面外支撐通過約束該處節(jié)點(diǎn)的Y方向位移uy實(shí)現(xiàn)；固接柱腳通過約束底板底面節(jié)點(diǎn)的全部自由度實(shí)現(xiàn).

有限元中材料的本構(gòu)關(guān)系采用多線性隨動(dòng)強(qiáng)化模型[16]，其中考慮Bauchinger效應(yīng)，見圖2(b).材料性能見表2.

圖2 有限元模型與本構(gòu)關(guān)系Fig.2 FEM specimens and constitutive model

鋼材t/mmE/MPaσy/MPaεy/%σu/MPaσu1/MPaQ46062.01×105496.90.24658.6559.8102.00×105468.80.23623.0529.6Q34562.08×105427.40.21571.1485.4102.02×105383.30.19554.4471.2

1.2 加載制度和破壞準(zhǔn)則

為消除加載制度對(duì)試件耗能能力的影響，加載時(shí)采用相同的加載制度，循環(huán)加載制度見表3.其中N為循環(huán)圈數(shù)，δy為估算屈服位移，取10 mm.

為便于分析，在有限元模型未計(jì)入構(gòu)件的初始幾何缺陷以及殘余應(yīng)力，試件發(fā)生下列情況之一即認(rèn)為破壞：1)耗能梁段最大Von mises應(yīng)力超過材料的極限應(yīng)力；2)層間位移角超過1/25；3)構(gòu)件嚴(yán)重屈曲[17].

表3 循環(huán)加載制度[17]

2 結(jié)果分析

2.1 破壞現(xiàn)象與荷載-位移曲線

試件YL1、YL2、YL3循環(huán)加載的破壞形態(tài)見圖3，由圖可知，三者的耗能梁段發(fā)生明顯彈塑性變形，其他構(gòu)件變形較小.

試件YL1耗能梁段腹板的屈曲現(xiàn)象明顯，翼緣有一定彎曲；YL2試件耗能梁段整個(gè)腹板均出現(xiàn)屈曲現(xiàn)象；YL3試件耗能梁段有明顯傾斜現(xiàn)象，僅在靠近框架梁底的區(qū)格出現(xiàn)腹板屈曲，翼緣彎曲，其他區(qū)格變形較小.

各試件循環(huán)加載的滯回曲線(荷載P-位移Δ)見圖4，由圖可知，各曲線的滯回環(huán)穩(wěn)定、飽滿，無明顯下降段；試件的初始剛度隨著耗能梁段長度增大而減小，由于截面尺寸一致，三者的極限荷載相差不大.

圖3 循環(huán)加載破壞形態(tài)Fig.3 Failure modes of cyclic loading

圖4 滯回曲線Fig.4 Load-displacement curves of cyclic loading

2.2 骨架曲線和剛度退化

循環(huán)荷載下的骨架曲線見圖5，由圖可知，試件YL1、YL2、YL3骨架曲線存在明顯的線彈性段，有轉(zhuǎn)折點(diǎn)，彈塑性變形段持續(xù)較長，無下降段.在0.02 rad層間位移角之前，YL1的荷載高于后二者，之后三者荷載差距逐漸減小，原因是耗能梁退出工作，抗側(cè)剛度主要由框架提供.

三者的剛度退化曲線見圖6，由圖可知，三者剛度退化曲線趨勢相似，剛度退化速率隨著耗能梁段長度增大而減緩，在0.1 rad層間位移角之前，三者剛度退化較快；之后由于耗能梁段屈服，剛度退化速率減緩，YL1的剩余剛度最大，表明耗能梁段長度對(duì)剛度退化影響較大.

圖5 骨架曲線Fig.5 Skeleton curves

圖6 剛度退化曲線Fig.6 Degeneration curves of rigidity

2.3 承載力與延性

P-Δ曲線分析結(jié)果見表4，由表可知，試件YL1、YL2和YL3的初始剛度隨著耗能梁段長度增大而減小，YL1推(拉)方向的初始剛度比后二者分別高30.2%(29.6%)、98.1%(97.3).耗能梁段長度對(duì)試件的承載力影響不大，YL1推(拉)方向的極限荷載比YL2、YL3高0.6%(0.5%)、3.4%(4.6%)；延性系數(shù)隨耗能梁段長度增大而降低.結(jié)構(gòu)的延性用位移延性系數(shù)μ來評(píng)定[14]，即破壞位移Δu與屈服位移Δy的比值.結(jié)構(gòu)的變形能力用層間位移角θ(θ=Δ/H，H為層高)來評(píng)定.結(jié)構(gòu)的屈服位移Δy采用等效彈性剛度法[15]，確定見圖7；荷載下降到極限承載力的85%的點(diǎn)作為破壞點(diǎn)，其位移破壞位移Δu.

2.4 耗能能力

以耗散能量E和等效粘滯阻尼系數(shù)he評(píng)定試件的耗能能力，各試件的耗能能力分析見表5.由表可知，試件YL1、YL2和YL3的等效粘滯阻尼系數(shù)在0.02 rad位移角之前差別較大，YL1的耗能梁段長度最短，彈塑性變形發(fā)生最早，he增長最快；0.02 rad之后，由于梁段屈曲，抗側(cè)剛度主要由鋼框架提供，he增長速度減緩，三者差異減小.

YL1、YL2和YL3試件的耗散能量對(duì)比見圖8，由圖可知，隨著位移增大，三者的耗散能量都迅速增大，在1/50層間位移角之前，耗能梁段越短，耗散能量越多；1/50之后，三者相差很小.

圖7 確定結(jié)構(gòu)屈服點(diǎn)Fig.7 Estimation of structure yield point

圖8 耗散能量對(duì)比Fig.8 Comparison of energy dissipation capacity

試件名稱加載方向剛度k0/kN·mm-1Δy/mm屈服點(diǎn)Py/kNθ/mradΔm/mm極限點(diǎn)Pm/kNθ/mradΔu/mm破壞點(diǎn)Pu/kNθ/mrad延性μYL1推89.927.56395.554.2070681.2738.4670579.0838.469.26拉-90.29-7.52-390.40-4.18-60-682.16-33.33-70-579.84-38.469.31YL2推69.109.97408.195.5250677.5527.7870575.9238.467.02拉-69.54-9.66-406.79-5.37-50-678.79-27.78-70576.97-38.467.25YL3推45.3514.79440.498.1960659.1730.3370560.2938.464.73拉-45.71-14.25-435.81-7.93-60-651.97-30.33-70-554.17-38.464.91

表5 耗能能力對(duì)比

3 震后可修復(fù)分析

3.1 構(gòu)件應(yīng)力分析

鋼框架柱底部和耗能梁段上端截面的應(yīng)力分析見圖9，由圖可知，YL1、YL2耗能梁段腹板的Mises應(yīng)力較大，前者在第6級(jí)循環(huán)(40 mm位移)時(shí)屈曲，后者在第8級(jí)循環(huán)時(shí)屈曲；YL3腹板和翼緣的應(yīng)力都比較大，在第8級(jí)循環(huán)時(shí)腹板屈曲，翼緣變形明顯.

YL1、YL2、YL3三者框架柱底部截面應(yīng)力分布相似，第4級(jí)循環(huán)之前，三者均處于彈性狀態(tài)，之后翼緣逐漸屈服，第8級(jí)循環(huán)后，由于耗能梁段屈曲，框架承擔(dān)的內(nèi)力迅速增大，約2/3截面達(dá)到屈服應(yīng)力.

3.2 耗能梁段轉(zhuǎn)角與層間位移角

圖9 構(gòu)件截面Mises應(yīng)力分布Fig.9 Section Mises stress distribution of structural members

HEY試件塑性鉸力學(xué)模型見圖10，γp為耗能梁段塑性轉(zhuǎn)角，θp為框架層間位移角.耗能梁段的彈塑性變形能力可以用塑性轉(zhuǎn)角γp=Δp/e衡量，美國AISC規(guī)范[18]規(guī)定剪切屈服型耗能梁段的塑性轉(zhuǎn)角為0.08 rad；文獻(xiàn)[19]的研究表明低屈服點(diǎn)耗能梁段的塑性轉(zhuǎn)角可達(dá)0.20 rad，但未考慮框架的作用；文獻(xiàn)[1]中剪切屈服型耗能梁段的塑性轉(zhuǎn)角達(dá)到0.12rad.

耗能梁段塑性轉(zhuǎn)角與框架層間位移角之間的關(guān)系見表6，由表可知，文獻(xiàn)[20]規(guī)定的彈塑性層間位移角為0.02，相同塑性轉(zhuǎn)角條件下，耗能梁段越長，所需要的層間位移越大，引起的框架梁的彎矩越大，塑性鉸出現(xiàn)在框架梁的端部，甚至斷裂[1].

圖10 HEY試件塑性鉸力學(xué)模型Fig.10 Plastic hinges model of specimens HEY

θp/adγp/radθp/γp(e/H)e/mm0.02[19]0.08[17]0.254500.02[19]0.12[1]0.152700.02[19]0.20[18]0.10180

在耗能梁段長度選取的時(shí)候應(yīng)考慮梁段塑性轉(zhuǎn)動(dòng)能力與框架層間位移角的變形協(xié)調(diào)關(guān)系，防止耗能梁段的彈塑性變形尚未充分發(fā)揮而框架已變形嚴(yán)重，造成震后修復(fù)困難.綜上，Y形偏心支撐鋼框架耗能梁段長度e不宜超過0.25H.

4 結(jié)論

(1)耗能梁段長度Y形偏心支撐鋼框架初始剛度和剛度退化影響較大，對(duì)極限承載力影響較小.

(2)在0.02層間位移角之前，耗能梁段越短，耗散能量越多；0.02之后，三者相差很小.

(3)為保證耗能梁段工作性能和震后可修復(fù)性，Y形偏心支撐鋼框架耗能梁段長度不宜超過0.25H.