孫山川，王新武，孫海粟，時 強

(1.河南科技大學 土木工程學院，河南 洛陽 471023；2.洛陽理工學院 土木工程學院，河南 洛陽 471023)

0 引言

偏心支撐鋼框架是近些年來發(fā)展起來的一種抗震結(jié)構(gòu)形式，其特點是支撐斜桿兩端中至少有一端是不在梁柱節(jié)點處相交的，這樣柱與斜桿之間，或者斜桿與斜桿之間會形成一個耗能梁段[1-2]。偏心支撐結(jié)構(gòu)體系具有中心支撐的特點[3]，能夠提供較高的強度和剛度。在強地震作用下，通過耗能梁段的非彈性變形進行耗能，使耗能梁段的剪切屈服在先，從而保護支撐斜桿不屈服或屈服在后[4-7]。因此，具有耗能梁段的偏心支撐鋼框架兼顧了純抗彎鋼框架和中心支撐鋼框架的優(yōu)點。目前，國內(nèi)外多采用有限元的方法分析不同結(jié)構(gòu)形式偏心支撐鋼框架的受力性能，如文獻[8-10]用有限元軟件ABAQUS，研究了梁柱線剛度比、耗能梁段長度和軸壓比變化等對偏心支撐鋼框架抗震性能的影響。采用有限元軟件降低了研究的成本，具有一定的優(yōu)勢，但缺乏考慮實際存在的施工誤差等因素。本文將通過試驗研究不同長度耗能梁鋼框架的受力情況，根據(jù)直接采集到的真實數(shù)據(jù)分析耗能梁段長度對框架性能的影響[11-14]。

1 試驗

1.1 試件設(shè)計

在保證柱間梁段和耗能梁段總長度不變的情況下，通過調(diào)整耗能梁段長度和梁段長度得到3種K型偏心支撐鋼框架結(jié)構(gòu)。耗能梁段長度分別為400 mm、600 mm和800 mm的K型偏心支撐鋼框架模型圖見圖1，試件名稱分別為EBF-1、EBF-2和EBF-3。

(a) EBF-1(耗能梁段長度400 mm)

(b) EBF-2(耗能梁段長度600 mm)

(c) EBF-3(耗能梁段長度800 mm)

圖1 K型偏心支撐鋼框架模型圖

表1為偏心支撐鋼框架主要構(gòu)件參數(shù)。偏心支撐鋼框架中，梁與柱、梁與耗能梁、梁與斜撐、斜撐與柱均通過高強螺栓摩擦型連接，螺栓的型號均為M20。

表1 偏心支撐鋼框架主要構(gòu)件參數(shù)

注：HW指H型鋼高度和翼緣寬度基本相等；HN指H型鋼高度和翼緣寬度比例≥2。

1.2 材料屬性

在同一批次的鋼材中取試件進行單向拉伸試驗，測定的主要材料屬性為彈性模量E、屈服強度Rp0.2、極限抗拉強度Rm和斷后伸長率A。材料屬性試驗所需的樣胚嚴格按照GB/T 2975—1998《鋼及鋼產(chǎn)品 力學性能試驗取樣位置及試樣制備》[15]要求制作,根據(jù) GB/T 228.1—2010《金屬材料 拉伸試驗 第1部分：室溫試驗方法》[16]確定材料屬性試驗所需試件的形狀尺寸和具體的試驗方法,試驗得出的試件材料屬性如表2所示。

表2 試件材料屬性

1.3 試驗加載

偏心支撐鋼框架擬靜力試驗采用梁端加載，試件結(jié)構(gòu)加載示意圖如圖2所示。試驗開始前對偏心支撐鋼框架進行預(yù)加載，保證裝置的正常運行。試驗中，同時在偏心支撐鋼框架兩個柱子頂端加載200 kN的軸向壓力，整個試驗過程中保持軸向壓力不變。

圖2 試件結(jié)構(gòu)加載示意圖

循環(huán)加載制度采用荷載-位移混合控制法，見表3。正式試驗時，先對柱頂施加預(yù)定的軸向壓力，待框架達到穩(wěn)定后，采用荷載控制對偏心支撐框架施加水平荷載，逐步增加荷載直至構(gòu)件達到屈服應(yīng)變，進而得到屈服位移。以屈服位移為基礎(chǔ)逐級增加，進行低周循環(huán)往復(fù)加載試驗，直至構(gòu)件破壞時終止試驗。

表3 循環(huán)加載制度

注：△y為屈服位移,mm；εy為屈服應(yīng)變；×3代表循環(huán)3次。

1.4 監(jiān)測方案

框架左右兩端對應(yīng)梁截面形心處各放置1個量程為-150～150 mm的水平針狀位移計，以此測量框架的整體水平位移。耗能梁段上翼緣左右兩邊各放置1個量程為 -50～50 mm的豎直針狀位移計，以此測量耗能梁段左右兩邊豎直方向的上下錯位位移差。梁與斜撐、斜撐與柱以及柱與梁等連接處各放置1個拉線位移計，以此測量整個試驗過程中構(gòu)件之間的轉(zhuǎn)角與荷載變化的關(guān)系。

2 試驗結(jié)果和分析

2.1 循環(huán)加載

荷載控制階段，構(gòu)件均處于彈性階段，沒有明顯的變形。位移控制階段，隨著位移的增加，耗能梁段變形越來越明顯。耗能梁段腹板剪切變形較大，整體傾斜明顯。直到試驗結(jié)束時，左右兩邊的柱子、斜撐與梁組成的三角形結(jié)構(gòu)保持穩(wěn)定狀態(tài)。

2.1.1 EBF-1試驗

經(jīng)試驗測得當水平荷載達到247 kN時，耗能梁段腹板率先達到屈服應(yīng)變，屈服位移△y為3.81 mm。EBF-1試驗現(xiàn)象見圖3。剛進入屈服階段時，由于塑性變形較小，耗能梁段產(chǎn)生小的屈曲變形現(xiàn)象，耗能梁段與兩端框架梁段之間出現(xiàn)縫隙，最大縫隙寬為5 mm，如圖3a所示。經(jīng)過強化階段大的塑性變形，耗能梁段與兩端框架梁段之間的縫隙進一步加大，最大縫隙達到10 mm，如圖3b所示。當施加的水平荷載達到偏心支撐鋼框架所能承受的極限承載力以上時，位移的加大加快了耗能梁段的彎曲變形，直至最后耗能梁段腹板撕裂破壞，如圖3c所示，試驗終止。

(a) 4△y時構(gòu)件之間的縫隙

(b) 7△y時構(gòu)件之間的縫隙

(c) 9△y時耗能梁段腹板撕裂破壞

圖3 EBF-1試驗現(xiàn)象

2.1.2 EBF-2試驗

經(jīng)試驗測得當水平荷載達到189 kN時,耗能梁段腹板率先達到屈服應(yīng)變，屈服位移△y為2.89 mm。EBF-2試驗現(xiàn)象見圖4。進入屈服階段時，由于塑性變形較小，耗能梁段產(chǎn)生小的屈曲變形現(xiàn)象，耗能梁段與兩端框架梁段之間出現(xiàn)縫隙，最大縫隙寬為6 mm，如圖4a所示。經(jīng)過強化階段較大的塑性變形，耗能梁段與兩端框架梁段之間的縫隙進一步加大，最大縫隙達到13 mm，如圖4b所示。當施加的水平荷載達到偏心支撐鋼框架所能承受的極限承載力以上時，位移的加大加快了耗能梁段的彎曲變形，直至最后耗能梁段腹板撕裂破壞，如圖4c所示，試驗結(jié)束。

(a) 6△y時構(gòu)件之間的縫隙

(b) 8△y時構(gòu)件之間的縫隙

(c) 10△y時耗能梁段腹板撕裂破壞

圖4 EBF-2試驗現(xiàn)象

2.1.3 EBF-3試驗

經(jīng)試驗測得當水平荷載達到154 kN時,耗能梁段腹板率先達到屈服應(yīng)變，屈服位移△y為3.67 mm。EBF-3試驗現(xiàn)象見圖5。構(gòu)件進入屈服階段時，由于塑性變形較小，耗能梁段產(chǎn)生小的屈曲變形現(xiàn)象，耗能梁段與兩端框架梁段之間出現(xiàn)縫隙，最大縫隙寬為9 mm，如圖5a所示。經(jīng)過強化階段較大的塑性變形，耗能梁段與兩端框架梁段之間的縫隙進一步加大，出現(xiàn)耗能梁段與框架梁段相互擠壓錯動的現(xiàn)象，如圖5b所示。當施加的水平荷載達到偏心支撐鋼框架所能承受的極限承載力以上時，位移的加大加快了耗能梁段的彎曲變形，直至最后耗能梁段腹板撕裂破壞，如圖5c所示，試驗終止。

(a) 5△y時構(gòu)件之間的縫隙

(b) 8△y時構(gòu)件之間的擠壓錯動

(c) 10△y時耗能梁段腹板撕裂破壞

圖5 EBF-3試驗現(xiàn)象

2.1.4 循環(huán)加載對比分析

循環(huán)加載試驗結(jié)果見表4。由表4可知：隨著耗能梁段長度增加，屈服荷載降低，EBF-2的屈服荷載較EBF-1的降低23.50%，EBF-3的屈服荷載較EBF-1的降低37.55%；極限承載力降低，EBF-2的極限承載力較EBF-1的降低7.94%，EBF-3的極限承載力較EBF-1的降低19.65%。耗能梁段長度的增加，影響耗能梁段的屈曲形式和內(nèi)力分布，耗能梁段長度對結(jié)構(gòu)構(gòu)件承載能力產(chǎn)生較大影響，偏心支撐鋼架結(jié)構(gòu)的極限承載力與耗能梁段破壞時的結(jié)構(gòu)承載力均隨耗能梁長度的增加呈下降趨勢。

表4 循環(huán)加載試驗結(jié)果

2.2 滯回曲線

圖6為偏心支撐鋼框架EBF-1試驗所得的滯回曲線。由圖6可以看出：由于構(gòu)件之間縫隙的存在以及受力時螺栓孔的擠壓變形，滯回曲線受到了滑移的影響，具有“捏縮”效應(yīng)。因為構(gòu)件與構(gòu)件之間采用的是同一種連接方式(螺栓連接)，EBF-2、EBF-3所得的滯回曲線均與EBF-1滯回曲線相似，呈狹長狀，同樣具有“捏縮”效應(yīng)，滯回曲線反映出整個偏心支撐鋼框架結(jié)構(gòu)較強的塑性變形能力。荷載控制階段，試件處于彈性工作狀態(tài)，表現(xiàn)出很好的線性關(guān)系。位移控制階段，隨著耗能梁段進入塑性變形階段，位移和承載力的增大使滯回曲線不再呈線性顯示，當水平荷載達到偏心支撐鋼框架極限承載力時，位移的繼續(xù)增大加快了耗能梁段的彎曲變形和最終破壞，反而使整體結(jié)構(gòu)的承載能力下降，滯回曲

圖6 EBF-1滯回曲線

線呈現(xiàn)出下降的趨勢，直至耗能梁段撕裂破壞，試驗終止。

由于位移與力的乘積是能量，即滯回曲線所圍成的面積就是所消耗的能量，試驗結(jié)構(gòu)的能量耗散能力，以荷載-位移滯回曲線所包圍的面積來衡量，即能量耗散因數(shù)。EBF-1能量耗散因數(shù)E1按式(1)計算：

(1)

得到：

采取同樣的方法得到：

EBF-2能量耗散因數(shù)：

E2=1.28；

EBF-3能量耗散因數(shù)：

E3=0.89。

能量耗散因數(shù)E2較E1降低2.29%，E3較E1降低32.06%。因此，隨耗能梁段長度的增加,K形偏心支撐鋼框架的耗能能力下降。

2.3 骨架曲線對比

圖7 骨架曲線對比圖

圖7為EBF-1、EBF-2、EBF-3骨架曲線對比圖。由于構(gòu)件加工、施工安裝和螺栓預(yù)緊等各方面誤差的存在，構(gòu)件之間存在不同程度的縫隙，且在試驗加載時，縫隙擠密壓實，與耗能梁段和梁段之間相互錯動，因此，3個試件的骨架曲線均有不同程度、不同時間點的抖動。

結(jié)構(gòu)的塑性變形能力通過延性因數(shù)來度量。延性因數(shù)以試件破壞時所達到的極限位移值與相應(yīng)試件的屈服位移值的比值計算，得到：

EBF-1延性因數(shù)：

μ1=9.54；

EBF-2延性因數(shù)：μ2=13.51；

EBF-3延性因數(shù)：μ3=10.01。

分析可知：EBF-2的延性因數(shù)較EBF-1的延性因數(shù)增加41.61%，EBF-3的延性因數(shù)較EBF-2的延性因數(shù)下降25.91%。說明耗能梁段長度的增加對提高偏心支撐鋼框架延性性能具有一定的作用，如EBF-2的延性大于EBF-1的延性。但隨著耗能梁段長度的再增加，偏心支撐鋼框架的延性反而下降，如EBF-3的延性小于EBF-2的延性，由此可知，在EBF-1與EBF-3之間可能存在合適的耗能梁段長度，具有更加優(yōu)越的延性性能，有待進一步研究。

2.4 剛度退化

結(jié)構(gòu)的剛度對應(yīng)為結(jié)構(gòu)荷載曲線的切線剛度，定義為同級加載時，正反向荷載峰值絕對值與對應(yīng)位移峰值絕對值之和的比值。

試件的剛度用割線剛度來表示，割線剛度Ki按式(2)計算得到：

(2)

其中：+Fi、-Fi為第i次正、反向峰值點的荷載值，kN；+Xi、-Xi為第i次正、反向峰值點的位移值，mm。

EBF-1初始剛度：

K1=81.32 kN/mm；

EBF-2初始剛度：

K2=71.20 kN/mm；

EBF-3初始剛度：

K3=54.00 kN/mm。

經(jīng)測算表明：隨著耗能梁段長度的增加，初始剛度降低，EBF-2的初始剛度較EBF-1降低12.44%，

圖8 鋼框架剛度退化曲線對比

EBF-3的初始剛度較EBF-1降低33.60%，耗能梁段長度對偏心支撐鋼框架的初始剛度產(chǎn)生明顯影響。

把每級加載位移計算得到的割線剛度用曲線表示出來，即剛度退化曲線，圖8為鋼框架剛度退化曲線對比。圖8中：△為加載過程中鋼框架位移；△y為屈服位移。由圖8可知：隨著加載位移的增大，偏心支撐鋼框架剛度均減小，EBF-1與EBF-2的剛度退化速度相當，EBF-3剛度退化速度快于EBF-1和EBF-2。由于耗能梁段與梁段之間的縫隙以及試驗過程中螺栓孔等的擠壓變形均會導(dǎo)致曲線不同程度的彎曲變形，3△y后剛度退化明顯趨緩，承載力增長幅度較小。

3 結(jié)論

(1)耗能梁段長度對偏心支撐鋼框架屈服荷載以及極限承載力產(chǎn)生明顯影響。隨耗能梁段長度的增加，偏心支撐鋼框架屈服荷載降低，偏心支撐鋼框架極限承載力降低。

(2)耗能梁段長度對偏心支撐鋼框架耗散能力有影響。隨耗能梁段長度的增加,K型偏心支撐鋼框架的耗能能力下降。

(3)耗能梁段的長度對偏心支撐鋼框架延性性能具有一定的影響，實際工程選擇合適的耗能梁段長度對提高偏心支撐鋼框架延性性能有很好的幫助。

(4)耗能梁段長度對偏心支撐鋼框架的初始剛度產(chǎn)生明顯影響，隨著耗能梁段長度的增加，偏心支撐鋼框架初始剛度降低。

(5)3種長度的偏心支撐鋼框架，屈服、破壞均發(fā)生在耗能梁段，長度的改變沒有影響整體偏心支撐鋼框架的設(shè)計理念，即通過耗能梁段的非彈性變形來進行耗能，使得耗能梁段最先發(fā)生屈服，保護支撐斜桿不發(fā)生屈曲或者后發(fā)生屈曲，相應(yīng)地延長結(jié)構(gòu)抗震持續(xù)時間。耗能梁段的長度對偏心支撐鋼框架的耗能性能和結(jié)構(gòu)延性有著很大的影響，選擇適當?shù)暮哪芰憾伍L度，有助于提高偏心支撐鋼框架的受力性能。