高鑫，王新武，余永強(qiáng)，時強(qiáng)，蘇進(jìn)，王德藝

（1.河南理工大學(xué) 土木工程學(xué)院，河南 焦作 454000；2.河南省新型土木工程結(jié)構(gòu)國際聯(lián)合實(shí)驗(yàn)室，河南 洛陽 471023；3.河南方圓工業(yè)爐設(shè)計(jì)制造有限公司，河南 洛陽 471000）

0 引言

在2020年爆發(fā)新型冠狀病毒肺炎疫情時，武漢火神山、雷神山醫(yī)院采用裝配式鋼結(jié)構(gòu)建造，僅用10天左右即交付使用，再次顯示了裝配式鋼結(jié)構(gòu)的應(yīng)用優(yōu)勢和中國速度。2019年，國家住房和城鄉(xiāng)建設(shè)部首次明確并批復(fù)同意河南、山東等7省開展鋼結(jié)構(gòu)裝配式住宅試點(diǎn)工作。同時，《裝配式鋼結(jié)構(gòu)住宅建筑技術(shù)標(biāo)準(zhǔn)》JGJ／T469-2019發(fā)布，自2019年10月1日起實(shí)施，鋼結(jié)構(gòu)裝配式住宅應(yīng)用迅速駛?cè)肟燔嚨溃?］。

裝配式鋼框架梁柱節(jié)點(diǎn)采用高強(qiáng)螺栓連接，這種連接形式比焊接節(jié)點(diǎn)延性大［2］。若采用裝配式抗彎鋼框架結(jié)構(gòu)，在地震作用下層間位移角限值較難滿足，結(jié)構(gòu)的整體經(jīng)濟(jì)性較差；裝配式中心支撐鋼框架結(jié)構(gòu)雖能有效降低地震作用下框架結(jié)構(gòu)的層間位移角，但在中大震時發(fā)生支撐屈曲失穩(wěn)，影響結(jié)構(gòu)安全。裝配式偏心支撐鋼框架可改變耗能梁段與支撐的屈服順序，體現(xiàn)“強(qiáng)柱、強(qiáng)支撐、弱耗能梁段”的設(shè)計(jì)理念。地震作用下，耗能梁段率先屈服，耗散地震能量，有效保護(hù)支撐，不首先發(fā)生屈曲或后屈曲，實(shí)現(xiàn)了多道設(shè)防的抗震目標(biāo)［3］。

E.P.Popov等［4-7］自20世紀(jì)70年代開始開展了大量的偏心支撐鋼框架試驗(yàn)，研究耗能梁段屈服形式、破壞形態(tài)和結(jié)構(gòu)耗能能力，提出了基于能力的抗震設(shè)計(jì)方法。這些研究成果為偏心支撐框架體系在高層鋼結(jié)構(gòu)建筑中的應(yīng)用奠定了重要的理論基礎(chǔ)。

錢稼茹等［8-9］最早在國內(nèi)開展偏心支撐鋼框架試驗(yàn)，對單層單斜桿式偏心支撐鋼框架在EI Centro（1940NS）地震波作用下進(jìn)行擬動力加載試驗(yàn)，研究了偏心支撐鋼框架在地震作用下的耗能性能。

胡淑軍等［10］基于截面組合法和截面彈簧剛度理論，提出了一種在分布荷載作用下考慮單元跨內(nèi)塑性鉸的鋼框架高等分析方法。N.Mansour等［11］提出了兩種可替換耗能梁的偏心支撐框架結(jié)構(gòu)，耗能梁段通過高強(qiáng)螺栓連接為震后修復(fù)或更換提供了方便。

目前裝配式偏心支撐鋼框架抗震性能試驗(yàn)研究較少，本文對三層K形裝配式偏心支撐平面鋼框架的擬靜力開展試驗(yàn)研究，并在此基礎(chǔ)上開展K形裝配式偏心支撐鋼框架的非線性有限元模擬，研究其破壞模式、極限承載力、滯回性能，探究偏心支撐結(jié)構(gòu)形式與半剛性連接形式的相互作用機(jī)理，為工程應(yīng)用提供科學(xué)依據(jù)。

1 試驗(yàn)

1.1 試驗(yàn)?zāi)康?/h3>

本研究試件為三層K形裝配式偏心支撐平面鋼框架，通過試件在低周往復(fù)荷載作用下的試驗(yàn)現(xiàn)象、破壞模式、滯回曲線、剛度退化等研究框架整體的抗震性能。

1.2 材性試驗(yàn)

材性試驗(yàn)委托中船重工725研究所材料測試中心完成。材性試驗(yàn)結(jié)果見表1。

表1 材性試驗(yàn)結(jié)果Tab.1 Test results ofmaterial properties

1.3 試件設(shè)計(jì)

試件總高5.7 m，層高1.8 m，跨度3.0 m，耗能梁長0.4 m。試件根據(jù)《鋼結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)標(biāo)準(zhǔn)》GB 50017-2017［12］和《建筑抗震設(shè)計(jì)規(guī)范》GB50011-2010［13］進(jìn)行設(shè)計(jì)，各構(gòu)件截面尺寸見表2。梁、柱和支撐采用熱軋H型鋼，耗能梁段采用Q235B鋼材，柱、框架梁、支撐采用Q345B鋼材。各構(gòu)件均采用10.9級M20摩擦型高強(qiáng)螺栓連接，螺栓預(yù)緊力為170 kN?？蚣苤捎?個M40地錨螺栓緊固于實(shí)驗(yàn)室剛性地面。為防止框架過大的平面外變形，在每層框架梁側(cè)面設(shè)置定向移動滾排，同時將定向約束裝置與反力架相連，防止框架在試驗(yàn)過程中發(fā)生平面外失穩(wěn)。裝配式偏心支撐鋼框架試驗(yàn)現(xiàn)場如圖1所示。

圖1 試驗(yàn)現(xiàn)場Fig.1 Test photos

表2 構(gòu)件截面尺寸Tab.2 Section of the member mm×mm×mm

1.4 加載方式

在2個柱頂分別施加同等大小軸向荷載，試驗(yàn)中軸壓恒定在200 kN。通過水平方向的作動器施加往復(fù)荷載，往復(fù)荷載的方向與頂層梁軸線保持一致。試驗(yàn)采用力-位移混合控制加載制度，框架中構(gòu)件屈服前采用荷載控制，逐步增加荷載等級，試件中構(gòu)件出現(xiàn)屈服后采用位移控制，監(jiān)測關(guān)鍵部位的應(yīng)變值，達(dá)到材性試驗(yàn)的屈服應(yīng)變時將頂層水平位移作為位移級差δy，每級位移3次往復(fù)循環(huán)，試件破壞或產(chǎn)生明顯的塑性變形時立即停止加載［14］。試驗(yàn)加載裝置和試驗(yàn)加載制度如圖2～3所示。

圖2 試驗(yàn)加載裝置Fig.2 Loading device of test

在框架上布置位移傳感器，可測得框架每層位移和框架相應(yīng)測點(diǎn)的位移。為了對框架進(jìn)行力學(xué)分析和判斷框架屈服位移，在耗能梁的頂部、底部、耗能梁腹板處、關(guān)鍵部位的高強(qiáng)螺栓桿表面和反力較大的柱腳等關(guān)鍵位置黏貼應(yīng)變花和應(yīng)變片，并使用DH816N靜態(tài)應(yīng)變測試系統(tǒng)測定各位置應(yīng)變數(shù)值，測量方案如圖4所示。

圖3 試驗(yàn)加載制度Fig.3 Loading protocols of test

圖4 測量方案Fig.4 Loading protocol

1.5 試驗(yàn)現(xiàn)象

試驗(yàn)現(xiàn)象如表3所示，試件的破壞形式和極限荷載下各層耗能梁段的變形形態(tài)如圖5所示。節(jié)點(diǎn)平齊式端板與H型鋼連接焊縫處會產(chǎn)生較大的焊接應(yīng)力，導(dǎo)致焊縫發(fā)生脆性開裂并引起腹板撕裂。從能量角度分析，由于端板間發(fā)生快速錯動，導(dǎo)致平齊式端板連接的耗能梁段產(chǎn)生震顫并發(fā)出聲響，有利于結(jié)構(gòu)能量耗散。

圖5 試件破壞的變形形態(tài)Fig.5 Deformations of the specimen failure

表3 試驗(yàn)現(xiàn)象Tab.3 Phenomena observed in the test

1.6 滯回曲線

試件各層的荷載-位移滯回曲線如圖6所示，加載初期，鋼框架在彈性工作范圍內(nèi)，滯回環(huán)的面積較小。隨著加載級數(shù)增加，荷載與位移開始呈非線性比例變化，鋼框架的殘余變形增大，滯回環(huán)面積逐漸增加，鋼框架耗能逐步增大，滯回環(huán)呈梭形且形態(tài)飽滿。加載至6δy時，滯回曲線出現(xiàn)捏縮現(xiàn)象，主要原因是高強(qiáng)螺栓預(yù)緊力松弛，連接端板間出現(xiàn)錯動。

1.7 骨架曲線

滯回曲線上同向（拉或壓）各次加載的荷載極值點(diǎn)依次相連得到的包絡(luò)曲線，稱為骨架曲線，試驗(yàn)框架的骨架曲線如圖7所示。加載初期，骨架曲線呈線性，框架處于彈性工作階段，進(jìn)入屈服以后，非線性關(guān)系愈加明顯?？蚣茉谶_(dá)到極限荷載后，隨著加載級數(shù)增加，骨架曲線出現(xiàn)下降段。

圖7 試驗(yàn)框架的骨架曲線Fig.7 Skeleton curve of the test frame

1.8 剛度退化

框架剛度在屈服之前為荷載-位移關(guān)系曲線的割線剛度，進(jìn)入塑性承載狀態(tài)后，荷載-位移關(guān)系表現(xiàn)出明顯的非線性特征［15］。本次試驗(yàn)加載方式為循環(huán)往復(fù)加載，框架承載力與對應(yīng)位移有正負(fù)之分，所以其割線剛度根據(jù)同一荷載等級下正負(fù)方向荷載絕對值和對應(yīng)位移絕對值之比計(jì)算，并將割線剛度歸一化，隨著荷載等級增加，框架剛度在初始剛度的基礎(chǔ)上發(fā)生退化。

圖8為試件剛度退化曲線，試件破壞時，鋼框架整體剛度僅為初始剛度的28.91%，仍具有一定的承載能力。

圖8 試件剛度退化曲線Fig.8 Stiffness degradation curve of the specimen

1.9 耗能能力

試件框架耗能能力通過等效黏滯阻尼系數(shù)評定，該系數(shù)基于能量耗散相等的原則確定。圖9為試件不同加載等級下的等效黏滯阻尼系數(shù)圖，隨著荷載增加，試件耗能能力增強(qiáng)。

圖9 耗能系數(shù)和等效黏滯阻尼系數(shù)Fig.9 Energy dissipation coefficient and equivalent viscous damping ration

2 有限元分析

在試驗(yàn)研究基礎(chǔ)上，采用有限元分析軟件ABAQUS開展有限元非線性分析。有限元模擬以耗能梁長度為參數(shù)，分別建立了耗能梁長度為400，600，800 mm的完整鋼框架模型。有限元模型框架梁、耗能梁、柱和支撐采用六面體實(shí)體單元（C3D8R）和楔形實(shí)體單元（C3D6）［16］，鋼框架有限元模型如圖10所示。

圖10 有限元模型Fig.10 FEM model

為節(jié)省計(jì)算資源，高強(qiáng)螺栓采用線性梁單元（B31）建模，高強(qiáng)螺栓的模擬使用多點(diǎn)約束（MPC）方式，螺栓桿兩端與螺栓孔周圍應(yīng)用MPC約束，預(yù)先在Part功能模塊中創(chuàng)建一維Wire部件，并為其設(shè)置相應(yīng)的梁單元截面屬性，在Interaction功能模塊中創(chuàng)建MPC約束，完成螺栓的模擬。建立了螺栓與螺栓孔周圍實(shí)體單元連接計(jì)算模型，如圖11所示，螺栓孔直徑d＝22 mm，螺栓孔周圍截面均分為24個實(shí)體單元，共48個節(jié)點(diǎn)，1個梁節(jié)點(diǎn)，每個節(jié)點(diǎn)均有3個自由度，梁單元處于螺栓孔中心處。

圖11 螺栓與螺栓孔耦合模型Fig.11 Bolt and bolt hole couplingmodel

2.1 應(yīng)力分布

各模型的應(yīng)力云圖如圖12～14所示。有限元模擬破壞結(jié)果與試驗(yàn)基本一致，均在耗能梁段或框架梁端板處應(yīng)力超過材料強(qiáng)度，發(fā)生斷裂破壞。

圖12 耗能梁長度400 mm模型應(yīng)力云圖Fig.12 Equivalent stress of the model with e＝400 mm

圖13 耗能梁長度600 mm模型應(yīng)力云圖Fig.13 Equivalent stress of the model with e＝600 mm

圖14 耗能梁長度800 mm模型應(yīng)力云圖Fig.14 Equivalent stress cloudy chart of the model with e＝800 mm

2.2 滯回曲線

圖15～17為各模型三層處的滯回曲線圖。結(jié)合圖6和圖15可以看出，同為短耗能梁（e＝400 mm）的偏心支撐鋼框架，有限元模型的滯回曲線和試驗(yàn)均有捏縮現(xiàn)象。與試驗(yàn)相比，有限元模型的滯回曲線更為飽滿，這與理想的有限元模型模擬條件和復(fù)雜的實(shí)際試驗(yàn)條件有關(guān)，試驗(yàn)數(shù)據(jù)采集時會存在系統(tǒng)誤差，試件裝配時也有少量誤差。

圖15 耗能梁長度400 mm模型滯回曲線Fig.15 Hysteresis curves of the model with e＝400 mm

有限元模型中短耗能梁（e＝400 mm）的滯回曲線更飽滿，3個模型的滯回曲線均有不同程度的捏縮現(xiàn)象，隨著耗能梁長度增加，捏縮現(xiàn)象更加明顯。對比分析可知，短耗能梁試件的耗能特性優(yōu)于中長耗能梁試件。

圖16 耗能梁長度600 mm模型滯回曲線Fig.16 Hysteresis curves of the model with e＝600 mm

圖17 耗能梁長度800 mm模型滯回曲線Fig.17 Hysteresis curves of the model with e＝800 mm

2.3 骨架曲線

圖18為試驗(yàn)和各模型的骨架曲線對比。如圖18所示，同為短耗能梁（e＝400 mm）的偏心支撐鋼框架，有限元模型和試驗(yàn)的骨架曲線變化趨勢較為一致；隨著耗能梁長度增加，裝配式偏心支撐鋼框架極限承載力降低，側(cè)移增大。

圖18 試驗(yàn)和各有限元模型骨架曲線Fig.18 Skeleton curves of the test and FEM models

表4為試驗(yàn)及各模型極限承載力，結(jié)合圖18可知，有限元模型（e＝400 mm）的平均極限荷載和平均極限位移分別高于試驗(yàn)結(jié)果的5.08%和3.16%，可知，極限承載力方面兩者差別很小，有限元模擬分析結(jié)果可信度較高；耗能梁長度對裝配式偏心支撐鋼框架極限承載力有較明顯的影響。長耗能梁（e＝800 mm）模型平均極限荷載較短耗能梁（e＝400 mm）低19.09%，較平均極限位移高27.86%。

表4 試驗(yàn)及各有限元模型極限承載力Tab.4 Ultimate bearing capacities of the test and FEM models

2.4 剛度退化曲線

圖19為各模型剛度退化曲線，結(jié)合圖8可知，極限狀態(tài)下有限元模型與試驗(yàn)的抗側(cè)剛度均退化至初始剛度的30.0%左右。由圖19可知，3個有限元模型的剛度退化趨勢基本一致，破壞時，3個模型的抗側(cè)剛度退化至初始剛度的31.5%～33.0%。

圖19 各有限元模型剛度退化曲線Fig.19 Stiffness degradation curves of FEM models

各模型的初始剛度如表5所示，隨耗能梁長度的增加，裝配式K形偏心支撐鋼框架初始剛度逐漸降低，短耗能梁（e＝400 mm）鋼框架的初始剛度更高，較長耗能梁（e＝800 mm）鋼框架高出57.93%。

2.5 耗能分析

圖20為各模型等效黏滯阻尼系數(shù)圖，結(jié)合圖9可知，隨著荷載等級增加，有限元模型和試驗(yàn)的耗能能力同時增強(qiáng)。極限狀態(tài)下，有限元模型的耗能能力僅高于試驗(yàn)4.37%，有限元模型計(jì)算結(jié)果與試驗(yàn)結(jié)果差異較小。

圖20 各有限元模型等效黏滯阻尼系數(shù)Fig.20 Equivalent viscous damping ration of FEM models

隨著荷載等級增加，裝配式K形偏心支撐鋼框架模型的耗能能力增強(qiáng)。隨著耗能梁長度增加，鋼框架耗能能力減弱。加載初期，耗能梁長度對鋼框架等效黏滯阻尼系數(shù)影響較大，加載后期，影響減弱。

3 結(jié)論

（1）三層K形裝配式偏心支撐平面鋼框架的滯回曲線呈弓形，有一定的捏縮現(xiàn)象。有限元分析結(jié)果表明，隨著耗能梁長度增加，捏縮現(xiàn)象加劇。

（2）試驗(yàn)加載前期，鋼框架主要通過耗能梁段較大的塑性變形消耗能量。試件的破壞模式為框架梁端板焊縫斷裂，進(jìn)而發(fā)展為腹板撕裂，說明耗能梁段、框架梁和支撐連接處應(yīng)力狀態(tài)復(fù)雜，應(yīng)通過構(gòu)造措施保證端板焊縫質(zhì)量。

（3）設(shè)置了相同耗能梁長度（e＝400 mm）的有限元模型和試驗(yàn)在滯回曲線、骨架曲線、剛度退化曲線和耗能特性等方面吻合較好，說明三層K形裝配式偏心支撐平面鋼框架的擬靜力試驗(yàn)采用有限元模擬分析的方法可行。

（4）耗能梁長度是影響裝配式偏心支撐鋼框架的重要因素，隨著耗能梁長度增加，框架的極限承載力、初始剛度、耗能能力均呈下降趨勢，但延性增大。

（5）試驗(yàn)結(jié)果豐富了裝配式偏心支撐鋼框架抗震設(shè)計(jì)方面的研究，裝配式偏心支撐框架在震后修復(fù)可直接更換耗能梁段，修復(fù)方便經(jīng)濟(jì)，同時，合理的設(shè)計(jì)能夠使框架整體質(zhì)量更輕，經(jīng)濟(jì)效益良好，具有廣闊的發(fā)展空間。