李騰飛，蘇明周,2，隋 龑,2，趙 坤，張 琦，王路路

(1.西安建筑科技大學(xué)土木工程學(xué)院，陜西，西安710055；2.西安建筑科技大學(xué)結(jié)構(gòu)工程與抗震教育部重點(diǎn)實(shí)驗(yàn)室，陜西，西安710055；3.中國(guó)聯(lián)合工程有限公司第一工業(yè)設(shè)計(jì)研究院，浙江，杭州310052)

近年來，鋼結(jié)構(gòu)因其重量輕、強(qiáng)度高、塑性和韌性好、制造安裝方便等特點(diǎn)，在建筑領(lǐng)域發(fā)揮著越來越重要的作用。偏心支撐鋼框架作為一種典型的鋼結(jié)構(gòu)體系，兼有中心支撐結(jié)構(gòu)和抗彎框架結(jié)構(gòu)的優(yōu)點(diǎn)。在罕遇地震作用下，地震能量通過消能梁段的塑性變形來耗散，而其他結(jié)構(gòu)構(gòu)件仍處于彈性階段[1]。圖1為三種典型的偏心支撐布置形式，分別是Y 形、K 形和D形偏心支撐。盡管Y形偏心支撐的側(cè)向剛度相較于其他兩種支撐形式略低，但由于其消能梁段位于框架梁外，因此可以單獨(dú)設(shè)計(jì)梁段的截面尺寸和長(zhǎng)度，以優(yōu)化整個(gè)結(jié)構(gòu)的性能。此外，在罕遇地震作用下，Y 形偏心支撐框架的塑性變形主要集中在梁段處，而框架梁和樓板的破壞最小，因此在地震后易于修復(fù)[2-3]。

圖1 典型偏心支撐布置Fig.1 Typical layout of EBF

為了充分利用消能梁段的塑性變形，《建筑抗震設(shè)計(jì)規(guī)范》[4]采用對(duì)非耗能構(gòu)件的內(nèi)力進(jìn)行了放大的方式，這往往導(dǎo)致框架梁柱的截面過大，限制了該種結(jié)構(gòu)形式的應(yīng)用，而本文所介紹的高強(qiáng)鋼組合Y形偏心支撐框架便是為了解決這一問題而提出的，即消能梁段采用屈服點(diǎn)較低的普通鋼材(如LYP225鋼、Q235鋼或Q345鋼，名義屈服強(qiáng)度分別為225 MPa、235 MPa 和345 MPa)，框架梁、柱采用高強(qiáng)度鋼材[5-6]。在罕遇地震作用下，消能梁段完全進(jìn)入塑性狀態(tài)以耗散能量，保證結(jié)構(gòu)具有良好的塑性變形和耗能能力，而框架梁和框架柱仍處于彈性狀態(tài)或部分發(fā)展塑性。同時(shí)，高強(qiáng)鋼的采用可以有效地減小框架梁柱的截面，節(jié)約材料和降低成本。

盡管一些學(xué)者對(duì)Y 形偏心支撐框架結(jié)構(gòu)進(jìn)行了理論分析和試驗(yàn)研究[7-8]，但針對(duì)高強(qiáng)鋼組合Y 形偏心支撐框架的研究相對(duì)較少。段留省等[9]對(duì)高強(qiáng)鋼組合Y 形偏心支撐平面試件進(jìn)行了單調(diào)和循環(huán)加載試驗(yàn)。王鳳等[10]對(duì)一個(gè)3層高強(qiáng)鋼組合Y 形偏心支撐框架進(jìn)行了擬靜力試驗(yàn)，分析了結(jié)構(gòu)的承載能力、延性和破壞模式。然而，擬靜力試驗(yàn)無法獲得結(jié)構(gòu)在真實(shí)地震波作用下的動(dòng)態(tài)響應(yīng)。連鳴等[11]對(duì)一個(gè)高強(qiáng)鋼組合Y 形偏心支撐框架模型進(jìn)行了振動(dòng)臺(tái)試驗(yàn)。根據(jù)相似比例的要求，振動(dòng)臺(tái)試驗(yàn)?zāi)Ｐ偷馁|(zhì)量通常超過了臺(tái)面的承載能力，因此學(xué)者們采用增大輸入加速度的方式來彌補(bǔ)模型的“欠質(zhì)量”，然而這樣的處理方式仍可能導(dǎo)致結(jié)構(gòu)的動(dòng)態(tài)響應(yīng)(特別是與質(zhì)量有關(guān)的慣性力)失真。

本文采用一種新型的子結(jié)構(gòu)混合試驗(yàn)方法對(duì)高強(qiáng)鋼組合Y 形偏心支撐框架的抗震性能進(jìn)行深入研究?；旌显囼?yàn)將子結(jié)構(gòu)擬動(dòng)力試驗(yàn)[12]與通用有限元軟件相結(jié)合，取整體結(jié)構(gòu)中的易損部分作為試驗(yàn)子結(jié)構(gòu)進(jìn)行實(shí)際試驗(yàn)，結(jié)構(gòu)剩余部分作為數(shù)值子結(jié)構(gòu)在有限元軟件中進(jìn)行模擬。混合試驗(yàn)彌補(bǔ)了擬靜力試驗(yàn)和振動(dòng)臺(tái)試驗(yàn)存在的不足，具有很好的實(shí)際應(yīng)用前景[13-16]。首先，以一個(gè)3層3跨的高強(qiáng)鋼組合Y 形偏心支撐框架結(jié)構(gòu)為原型，選取底層帶有偏心支撐的框架部分作為試驗(yàn)子結(jié)構(gòu)，其余部分作為數(shù)值子結(jié)構(gòu)在OpenSees中進(jìn)行模擬。然后采用子結(jié)構(gòu)混合試驗(yàn)方法進(jìn)行了一系列試驗(yàn)研究，根據(jù)試驗(yàn)結(jié)果，驗(yàn)證了子結(jié)構(gòu)混合試驗(yàn)?zāi)Ｐ偷挠行?，并?duì)混合試驗(yàn)?zāi)Ｐ偷闹饕拐鹦阅苤笜?biāo)進(jìn)行了分析。

1 混合試驗(yàn)?zāi)Ｐ徒?/h2>

1.1 原型結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)

如圖2(a)所示，原型結(jié)構(gòu)為一個(gè)3層3跨的高強(qiáng)鋼組合Y 形偏心支撐框架，結(jié)構(gòu)層高為3600 mm，兩個(gè)方向跨度為5650 mm，消能梁段長(zhǎng)度為700 mm。選取模型底層帶有偏心支撐的框架部分作為試驗(yàn)子結(jié)構(gòu)進(jìn)行實(shí)際試驗(yàn)，結(jié)構(gòu)剩余部分作為數(shù)值子結(jié)構(gòu)在有限元軟件OpenSees中進(jìn)行模擬，子結(jié)構(gòu)之間的通信選擇OpenFresco試驗(yàn)平臺(tái)。考慮到試驗(yàn)場(chǎng)地、設(shè)備性能等限制，將原型結(jié)構(gòu)按1∶2進(jìn)行縮尺，縮尺后的結(jié)構(gòu)層高為1800 mm，跨度為2825 mm，消能梁段長(zhǎng)度為350 mm?？蚣芰骸⒅褂肣460鋼材，支撐使用Q345鋼材，消能梁段使用Q235鋼材。構(gòu)件的具體截面尺寸見表1。試驗(yàn)子結(jié)構(gòu)的鋼材材性試驗(yàn)結(jié)果見表2。試驗(yàn)?zāi)Ｐ透鳂?gòu)件之間均采用焊接連接，其中消能梁段的上端與梁下翼緣焊接，下端與支撐端部焊接，焊條材料與耗能梁段鋼材相適應(yīng)(見圖2(b))。

圖2 試驗(yàn)?zāi)Ｐ褪疽鈭DFig.2 Test model

表1 構(gòu)件截面參數(shù)Table 1 Cross sectional dimensions of members

1.2 數(shù)值子結(jié)構(gòu)建模

OpenSees作為一款兼具計(jì)算效率和計(jì)算精度的有限元建模軟件，越來越受到研究人員的關(guān)注，其最大特點(diǎn)是對(duì)用戶的開放性，用戶可以自定義添加各種新型材料本構(gòu)，新型單元模塊等。本次混合試驗(yàn)便使用OpenSees來進(jìn)行數(shù)值子結(jié)構(gòu)建模。

如圖3所示，框架梁柱使用基于力的梁柱單元(force-based beam-column element)，截面使用可以考慮構(gòu)件強(qiáng)非線性的纖維截面，材料使用可以考慮包辛格效應(yīng)的Steel02本構(gòu)模型。Steel02 的具體參數(shù)設(shè)置見表3，其中屈服強(qiáng)度fy和彈性模量E取為表2材性試驗(yàn)結(jié)果的平均值，應(yīng)變硬化率b，曲線過渡段參數(shù)R0、cR1、cR2以及等向強(qiáng)化參數(shù)a1-a4均參考OpenSees用戶手冊(cè)[17]建議取值。支撐使用兩端鉸接的桁架單元(trusselement)。消能梁段的建模是數(shù)值子結(jié)構(gòu)建模的關(guān)鍵，本文借鑒文獻(xiàn)[18]中建立K 形偏心支撐的思想，使用零長(zhǎng)度單元加剪切彈簧的方法來模擬整個(gè)消能梁段的剪切變形，其中剪切彈簧材料仍使用Steel02進(jìn)行模擬，具體參數(shù)設(shè)置見表4。除了剪切彈簧的屈服剪力Vy對(duì)應(yīng)Steel02的屈服強(qiáng)度fy，剪切線剛度K0對(duì)應(yīng)Steel02的彈性模量E外，其余參數(shù)設(shè)置與表3一致。模型的整體質(zhì)量矩陣M見下式：

圖3 有限元模型示意圖Fig.3 Finite element model

表2 鋼材力學(xué)性能Table 2 Mechanical propertiesof steel

表3 Steel02參數(shù)設(shè)置Table 3 Parametersof Steel02

表4 剪切彈簧參數(shù)Table 4 Parametersof shear spring

1.3 試驗(yàn)子結(jié)構(gòu)

1.3.1試驗(yàn)加載裝置

如何模擬試驗(yàn)子結(jié)構(gòu)真實(shí)的邊界條件和加載條件一直是混合試驗(yàn)研究中的一個(gè)關(guān)鍵問題。本次混合試驗(yàn)所建立的試驗(yàn)子結(jié)構(gòu)為一個(gè)由2 榀偏心支撐組成的單層空間鋼框架模型，其邊界處的自由度模擬即為4個(gè)框架柱頂沿不同方向的位移加載模擬。由于子結(jié)構(gòu)邊界處共存在6×4=24個(gè)自由度，無法使用作動(dòng)器和千斤頂對(duì)所有自由度進(jìn)行模擬，因此必須對(duì)子結(jié)構(gòu)的邊界加載做合理的簡(jiǎn)化。考慮到在水平地震作用下，框架結(jié)構(gòu)在剛性樓板假定下具有良好的整體性，層高處邊界節(jié)點(diǎn)的水平位移為其主自由度，因此我們僅考慮在豎向重力荷載作用下框架整體的平動(dòng)自由度模擬。

如圖4所示，為了實(shí)現(xiàn)試驗(yàn)子結(jié)構(gòu)水平平動(dòng)加載，參考OpenFresco試驗(yàn)平臺(tái)提供的雙作動(dòng)器加載模式(two actuators experimental setup)，使用2個(gè)100 t MTS電液伺服作動(dòng)器以及1個(gè)層高0.9 m的中心支撐鋼框架來實(shí)現(xiàn)。一個(gè)作動(dòng)器位于試驗(yàn)子結(jié)構(gòu)層高處，另一個(gè)作動(dòng)器位于加載段框架層高處。在加載的過程中，我們保證兩個(gè)作動(dòng)器位移同步且一致，并假設(shè)加載段的剛度相對(duì)試驗(yàn)子結(jié)構(gòu)為無窮大(實(shí)際剛度比為6∶1)，即加載段在加載過程中不會(huì)發(fā)生變形，便可實(shí)現(xiàn)試驗(yàn)子結(jié)構(gòu)邊界處的純平動(dòng)加載。豎向加載裝置主要包括千斤頂以及傳遞豎向荷載的分配梁。

1.3.2試驗(yàn)單元等效

圖4 試驗(yàn)加載裝置Fig.4 Loading equipment

為了實(shí)現(xiàn)試驗(yàn)子結(jié)構(gòu)與數(shù)值子結(jié)構(gòu)之間的數(shù)據(jù)通信，需要使用OpenFresco中提供的試驗(yàn)單元模塊。試驗(yàn)單元是一種特殊的單元，它可以用來表示混合試驗(yàn)?zāi)Ｐ偷脑囼?yàn)子結(jié)構(gòu)部分，其恢復(fù)力參數(shù)不是提前定義好的，而是通過試驗(yàn)時(shí)作動(dòng)器實(shí)測(cè)得到的試件位移和力的關(guān)系，并將其反饋回OpenSees，實(shí)現(xiàn)與數(shù)值子結(jié)構(gòu)的通信，并進(jìn)行下一步的動(dòng)力分析。如圖5所示，本次試驗(yàn)使用OpenFresco中的梁柱試驗(yàn)單元(beam column test element)[19]，由于僅考慮單向加載，且試驗(yàn)子結(jié)構(gòu)水平布置規(guī)整，試驗(yàn)單元節(jié)點(diǎn)處僅包含3個(gè)平面內(nèi)的位移ub,1、ub,2、ub,3以及對(duì)應(yīng)的反力q1、q2、q3。在1.3.1節(jié)中，我們將試驗(yàn)子結(jié)構(gòu)空間框架看成一個(gè)整體，僅考慮邊界處的純平動(dòng)自由度，而豎向荷載通過千斤頂來施加。因此，真正需要去控制的便是試驗(yàn)單元節(jié)點(diǎn)處的平動(dòng)自由度ub,1和反力q1。

圖5 梁柱試驗(yàn)單元與雙作動(dòng)器加載的數(shù)據(jù)通信[19]Fig.5 Data communication between beam-column test element and two-actuator experimental setup

在混合試驗(yàn)過程中，兩個(gè)作動(dòng)器保持等位移的同步加載，即d1=d2，測(cè)得的當(dāng)前步試驗(yàn)子結(jié)構(gòu)反力分別為f1和f2，則試驗(yàn)單元接收到的反饋信號(hào)為ub,1=d1=d2，q1=f1+f2。從而實(shí)現(xiàn)試驗(yàn)單元與試驗(yàn)子結(jié)構(gòu)加載的等效通信。

1.3.3測(cè)量方案

如圖6所示，試驗(yàn)子結(jié)構(gòu)的整體側(cè)向位移值、柱腳位移值、消能梁段的轉(zhuǎn)角位移值以及加載段的側(cè)向位移值均通過線位移傳感器測(cè)量。試驗(yàn)子結(jié)構(gòu)的應(yīng)變采用電阻應(yīng)變計(jì)測(cè)量，應(yīng)變片布置于柱腳翼緣、支撐翼緣、框架梁翼緣及消能梁段翼緣處，應(yīng)變花布置于柱腳節(jié)點(diǎn)腹板和消能梁段腹板處。

圖6 測(cè)點(diǎn)布置Fig.6 Instrumentation arrangement of experimental substructure

1.4 荷載工況

原型結(jié)構(gòu)位于抗震設(shè)防烈度8 度(0.2g)區(qū)，設(shè)計(jì)地震分組為第二組，Ⅱ類場(chǎng)地。根據(jù)《建筑抗震設(shè)計(jì)規(guī)范》[4]，選取El Centro波、Taft 波和蘭州波作為原始輸入地震波。將3種地震波的加速度反應(yīng)譜和平均值與標(biāo)準(zhǔn)譜進(jìn)行比較，如圖7所示。具體的加載制度如表5所示。加速度相似比為1.2∶1。在試驗(yàn)開始和每個(gè)加載階段結(jié)束后，通過小位移加載獲得試驗(yàn)子結(jié)構(gòu)的剛度。結(jié)構(gòu)阻尼采用瑞利阻尼，多遇地震阻尼比為0.045，罕遇地震阻尼比為0.05。

圖7 加速度反應(yīng)譜Fig.7 Acceleration response spectra

表5 荷載工況序列Table 5 Sequence of hybrid tests

2 混合試驗(yàn)現(xiàn)象

在整個(gè)試驗(yàn)過程中，試驗(yàn)子結(jié)構(gòu)并未出現(xiàn)倒塌、失穩(wěn)等破壞現(xiàn)象，變形主要產(chǎn)生在消能梁段截面處。當(dāng)PGA 小于0.240g時(shí)，由于試件地震響應(yīng)較小，并未觀察到明顯現(xiàn)象。當(dāng)PGA 達(dá)到0.240g時(shí)，模型第一次出現(xiàn)響聲，觀察到消能梁段的腹板與翼緣連接處焊縫以及翼緣與框架梁連接處焊縫均出現(xiàn)了掉皮現(xiàn)象(見圖8(a)、圖8(b))。當(dāng)PGA 達(dá)到0.480g時(shí)，消能梁段處焊縫掉皮現(xiàn)象更加明顯，消能梁段與支撐連接一側(cè)的腹板區(qū)格出現(xiàn)了輕微的應(yīng)力屈服跡線，而與框架梁連接一側(cè)的翼緣位置也出現(xiàn)了微小的裂縫(見圖8(c)、圖8(d))。表明在地震波作用下，使用低屈服鋼材的消能梁段先發(fā)生塑性變形耗散能量，而框架梁柱由于使用高強(qiáng)度鋼材仍然保持在彈性范圍，符合結(jié)構(gòu)抗震多道設(shè)防的理念。

圖8 混合試驗(yàn)現(xiàn)象Fig.8 Hybrid test phenomena

3 試驗(yàn)結(jié)果分析

3.1 試驗(yàn)結(jié)果有效性驗(yàn)證

為了驗(yàn)證混合試驗(yàn)結(jié)果的有效性，利用OpenSees建立了全結(jié)構(gòu)的純數(shù)值模型來與試驗(yàn)結(jié)果進(jìn)行比較。如圖9所示，以PGA=0.084g的El Centro波作用下，模型一層的位移響應(yīng)和基底剪力響應(yīng)時(shí)程曲線為例?？梢钥闯觯诘卣鸩ㄗ饔孟?，混合試驗(yàn)?zāi)Ｐ偷牡卣痦憫?yīng)與純數(shù)值模型分析結(jié)果基本吻合，在峰值處稍有誤差。

圖9 混合試驗(yàn)?zāi)Ｐ团c純數(shù)值模型比較Fig.9 Comparison of structural responses between hybrid test and pure numerical models

3.2 模型整體響應(yīng)

3.2.1位移響應(yīng)

圖10給出了混合試驗(yàn)?zāi)Ｐ兔恳粚酉鄬?duì)于基礎(chǔ)的最大水平位移。可見看出，模型結(jié)構(gòu)在3 種地震波作用下的位移響應(yīng)均呈倒三角形分布。El Centro波的位移響應(yīng)最大，蘭州波的位移響應(yīng)最小。在多遇地震作用下，模型各層的相對(duì)側(cè)向位移不明顯，說明結(jié)構(gòu)整體位移響應(yīng)較小。當(dāng)PGA達(dá)到0.480g時(shí)，各樓層的最大相對(duì)位移發(fā)生顯著變化，且底層增幅最大，說明在罕遇作用下，模型側(cè)移主要集中在底層，這也是本次混合試驗(yàn)選取模型底層作為試驗(yàn)子結(jié)構(gòu)的原因。

圖10 最大位移響應(yīng)Fig.10 Maximum displacement responses

表6列出了不同加載工況下混合試驗(yàn)?zāi)Ｐ偷淖畲髮娱g側(cè)移。可以看出，模型最大層間側(cè)移出現(xiàn)在一層。在多遇地震作用下，模型結(jié)構(gòu)的最大層間位移為1/414，滿足抗震規(guī)范的要求，即多層和高層鋼結(jié)構(gòu)的彈性層間位移小于1/250。在罕遇地震作用下，模型結(jié)構(gòu)的最大層間位移為1/145，小于抗震規(guī)范對(duì)多層和高層鋼結(jié)構(gòu)彈塑性層間位移的限值1/50。

表6 最大層間側(cè)移Table 6 Maximum inter-story driftsof hybrid test model

3.2.2加速度放大系數(shù)

模型的加速度放大系數(shù)(各樓層的峰值加速度與PGA 的比值)如圖11所示?？梢钥闯?，混合試驗(yàn)?zāi)Ｐ偷募铀俣确糯笙禂?shù)在頂層最大，基本呈倒三角形分布。隨著地震波加速度峰值的增大，各樓層的加速度放大系數(shù)有明顯減小的趨勢(shì)，說明結(jié)構(gòu)損傷隨地震強(qiáng)度的增大而增大，剛度隨地震強(qiáng)度的增大而減小。

3.2.3消能梁段轉(zhuǎn)角

圖12給出不同加載階段各層的最大消能梁段轉(zhuǎn)角與相應(yīng)層的最大層間側(cè)移之間的關(guān)系，其中消能梁段轉(zhuǎn)角值根據(jù)式(2)求得?？梢钥闯?，當(dāng)PGA 小于0.168g時(shí)，最大消能梁段轉(zhuǎn)角和層間側(cè)移近似呈線性變化，表明模型基本處于彈性狀態(tài)。當(dāng)PGA 達(dá)到0.480g時(shí)，由于消能梁段的塑性變形，模型的剛度降低，折線斜率有增大的趨勢(shì)。模型一層的層間側(cè)移最大，因此相應(yīng)層梁段的轉(zhuǎn)動(dòng)也最大。消能梁段的最大轉(zhuǎn)角出現(xiàn)在PGA 為0.480g的El Centro波作用后，為0.0337 rad，小于美國(guó)鋼結(jié)構(gòu)建筑抗震規(guī)范AISC341-16(2016)[20]規(guī)定的剪切型消能梁段的轉(zhuǎn)角限值，γp≤0.08 rad。

式中：γ 為消能梁段轉(zhuǎn)角值；l3和l4分別為消能梁段處位移計(jì)3和4所測(cè)得的位移值；Llink為消能梁段長(zhǎng)度，此處取值為350 mm。

3.3 試驗(yàn)子結(jié)構(gòu)

3.3.1剛度退化

圖11 加速度放大系數(shù)Fig.11 Acceleration amplification factors

圖12 消能梁段轉(zhuǎn)角Fig.12 Graph of link rotation v.s.inter-story drift

在混合試驗(yàn)過程中，作動(dòng)器測(cè)量了試驗(yàn)子結(jié)構(gòu)在各級(jí)加載工況后的側(cè)向剛度值。如圖13所示，在多遇地震作用下，試驗(yàn)子結(jié)構(gòu)剛度與初始剛度相比變化不大，說明結(jié)構(gòu)仍處于彈性狀態(tài)，與試驗(yàn)現(xiàn)象一致。當(dāng)PGA 達(dá)到0.480g時(shí)，消能梁段處焊縫輕微開裂，模型剛度顯著降低，最大剛度退化率達(dá)到了-13.846%。

3.3.2滯回曲線

圖13 剛度退化Fig.13 Stiffnessdegradation of experimental substructure

圖14給出了試驗(yàn)子結(jié)構(gòu)在不同強(qiáng)度El Centro波作用下的基底剪力-頂點(diǎn)位移滯回曲線，其中基底剪力由2個(gè)水平作動(dòng)器的反饋力之和獲得。從圖中可以看出，當(dāng)PGA 達(dá)到0.084g時(shí)，滯回曲線基本為一條直線，表明試驗(yàn)子結(jié)構(gòu)處于彈性狀態(tài)。當(dāng)PGA 達(dá)到0.240g時(shí)，基底剪力與水平位移之間已經(jīng)有形成滯回環(huán)的趨勢(shì)，表明試驗(yàn)子結(jié)構(gòu)已經(jīng)由彈性狀態(tài)向彈塑性狀態(tài)轉(zhuǎn)變。當(dāng)PGA 達(dá)到0.480g時(shí)，消能梁段翼緣與框架梁連接之間的焊縫產(chǎn)生裂縫，試驗(yàn)子結(jié)構(gòu)的非線性特征更加明顯，形成了明顯的滯回環(huán)。

3.3.3累積能量耗散

耗能是反映結(jié)構(gòu)抗震性能的重要指標(biāo)之一。如圖15所示，根據(jù)試驗(yàn)子結(jié)構(gòu)的基底剪力和頂點(diǎn)位移滯回曲線，得到了試驗(yàn)子結(jié)構(gòu)在不同El Centro波作用下的累積耗能時(shí)程響應(yīng)。可以看出，當(dāng)PGA 達(dá)到0.084g時(shí)，模型的總累積耗能較小，第15 s時(shí)的累積耗能為0.26 kJ，表明試驗(yàn)子結(jié)構(gòu)基本處于彈性狀態(tài)，滯回耗能主要來自彈性應(yīng)變能，總的累積能量耗散時(shí)程響應(yīng)呈波浪式增長(zhǎng)。當(dāng)PGA 達(dá)到0.480g時(shí)，結(jié)構(gòu)耗能響應(yīng)的波動(dòng)值出現(xiàn)了較大的飛躍，第15 s時(shí)的累積耗能為8.92 kJ。消能梁段的塑性變形和焊縫裂縫的增多使結(jié)構(gòu)的塑性損傷不斷累積，表明模型從彈性狀態(tài)向彈塑性狀態(tài)轉(zhuǎn)變。

3.3.4測(cè)點(diǎn)應(yīng)變

圖16顯示了在El Centro波作用下試驗(yàn)子結(jié)構(gòu)的測(cè)量應(yīng)變響應(yīng)。圖中的縱坐標(biāo)相對(duì)應(yīng)變?chǔ)?εy為測(cè)點(diǎn)實(shí)測(cè)應(yīng)變與對(duì)應(yīng)鋼材的屈服應(yīng)變之比。可見，消能梁段腹板的應(yīng)變值(測(cè)點(diǎn)11、測(cè)點(diǎn)14、測(cè)點(diǎn)17)明顯高于翼緣位置的應(yīng)變值(測(cè)點(diǎn)12、測(cè)點(diǎn)13、測(cè)點(diǎn)15、測(cè)點(diǎn)16、測(cè)點(diǎn)18、測(cè)點(diǎn)19)，說明消能梁段以腹板的剪切變形為主。同時(shí)可以觀察到，消能梁段位置的所有測(cè)點(diǎn)應(yīng)變(測(cè)點(diǎn)11～測(cè)點(diǎn)19)始終大于梁柱和支撐位置的應(yīng)變(測(cè)點(diǎn)1～測(cè)點(diǎn)10)，這均與我們的結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)思想相符。

圖14 滯回曲線Fig.14 Hysteretic loopsof shear v.s.displacement

隨著加速度峰值的增大，各測(cè)點(diǎn)的應(yīng)變值穩(wěn)步增長(zhǎng)，當(dāng)PGA 達(dá)到0.084g時(shí)，試驗(yàn)子結(jié)構(gòu)結(jié)構(gòu) 處 于 彈 性 狀 態(tài)(ε/εy＜1)。當(dāng)PGA 達(dá)到0.240g時(shí)，消能梁段腹板的應(yīng)變值(測(cè)點(diǎn)11、測(cè)點(diǎn)14、測(cè)點(diǎn)17)接近屈服應(yīng)變，說明結(jié)構(gòu)有進(jìn)入塑性的趨勢(shì)。當(dāng)PGA 達(dá)到0.480g時(shí)，消能梁段腹板測(cè)點(diǎn)的應(yīng)變值顯著增加，超過了屈服應(yīng)變，且靠近框架梁一側(cè)增幅最大。在高強(qiáng)鋼組合Y形偏心支撐框架體系中，由于框架梁柱采用高強(qiáng)鋼，消能梁段采用普通鋼，在地震波作用下，消能梁段首先發(fā)生塑性變形并耗散能量，而框架梁柱仍能保持彈性，從而實(shí)現(xiàn)多方面抗震設(shè)防的目的。

圖15 累積能量耗散Fig.15 Cumulative energy dissipation time-history responses

圖16 試驗(yàn)子結(jié)構(gòu)測(cè)點(diǎn)應(yīng)變Fig.16 Variation of strain of experimental substructure

4 結(jié)論

本文通過對(duì)一個(gè)3層3跨的高強(qiáng)鋼組合Y 形偏心支撐框架進(jìn)行子結(jié)構(gòu)混合試驗(yàn)，主要得到以下結(jié)論：

(1)在混合試驗(yàn)?zāi)Ｐ偷慕⑦^程中，利用OpenSees建立了混合試驗(yàn)?zāi)Ｐ偷臄?shù)值子結(jié)構(gòu)，使用OpenFresco提供的試驗(yàn)梁柱單元雙作動(dòng)器加載模式實(shí)現(xiàn)了空間框架試驗(yàn)子結(jié)構(gòu)的邊界加載和單元等效。與全結(jié)構(gòu)純數(shù)值模型的模擬結(jié)果比較可以看出，由OpenSees、OpenFresco和MTS加載設(shè)備組成的混合試驗(yàn)系統(tǒng)能夠有效地對(duì)空間框架子結(jié)構(gòu)模型進(jìn)行地震響應(yīng)模擬。

(2)在多遇地震(PGA=0.168g)和罕遇地震(PGA=0.480g)作用下，混合試驗(yàn)?zāi)Ｐ偷淖畲髮娱g側(cè)移分別為1/414和1/145，符合抗震設(shè)計(jì)規(guī)范對(duì)多高層鋼框架結(jié)構(gòu)層間側(cè)移的限值。當(dāng)PGA 小于0.480g時(shí)，試驗(yàn)子結(jié)構(gòu)的基底剪力和頂點(diǎn)側(cè)移基本呈線性變化。當(dāng)PGA 達(dá)到0.480g時(shí)，由于消能梁段的塑性變形，模型的剛度降低明顯。消能梁段的最大轉(zhuǎn)角為0.0337 rad，小于美國(guó)鋼結(jié)構(gòu)建筑抗震規(guī)范AISC31-16規(guī)定的極限值。

(3)試驗(yàn)子結(jié)構(gòu)的應(yīng)變分析表明，消能梁段以剪切變形為主。當(dāng)PGA 達(dá)到0.480g時(shí)，消能梁段腹板的應(yīng)變值超過屈服應(yīng)變，說明結(jié)構(gòu)已進(jìn)入塑性階段，開始耗散地震能量，而框架梁柱仍能保持彈性，實(shí)現(xiàn)了結(jié)構(gòu)多道抗震設(shè)防的目的。