李成玉,馬延港,陳焰周,吳東平

(1. 武漢科技大學(xué) 城市建設(shè)學(xué)院,湖北 武漢 430065; 2. 中南建筑設(shè)計(jì)院股份有限公司,湖北 武漢 430071;3. 武漢科技大學(xué) 城市更新湖北省工程研究中心,湖北 武漢 430065)

0 引言

在建筑綠色化、工業(yè)化和信息化推進(jìn)下,裝配式鋼結(jié)構(gòu)建筑迎來蓬勃發(fā)展[1]。模塊化鋼結(jié)構(gòu)是裝配式鋼結(jié)構(gòu)建筑工業(yè)化進(jìn)程中的一項(xiàng)新興技術(shù)[2],在工廠預(yù)制,現(xiàn)場進(jìn)行機(jī)械化安裝,與傳統(tǒng)施工模式相比,可大幅度提高施工質(zhì)量,縮短施工周期?，F(xiàn)有的鋼結(jié)構(gòu)連接方式主要有柱貫通式、梁貫通式和隔板貫通式,柱貫通式和隔板貫通式已有大量的研究[3-4],粱貫通式由于行業(yè)規(guī)范等原因研究相對較少。但隨著分層裝配式鋼結(jié)構(gòu)的發(fā)展,梁貫通式以其裝配快捷、布置靈活和預(yù)制率高等優(yōu)點(diǎn)開始逐漸被研究。賈元榮等[5]對分層裝配式支撐鋼框架工程設(shè)計(jì)進(jìn)行了研究;WANG等[6]對兩個(gè)足尺僅受拉同心支撐梁貫通式鋼框架進(jìn)行了擬靜力試驗(yàn);DU等[7]對梁貫通式鋼框架梁柱節(jié)點(diǎn)進(jìn)行研究;CHEN等[8]通過試驗(yàn)研究發(fā)現(xiàn)梁貫通式節(jié)點(diǎn)具有更好的滯回性能。

大量震害表明:由于樓板效應(yīng)和雙向地震等原因的影響[9-10],在地震作用中,框架結(jié)構(gòu)易形成柱鉸破壞機(jī)制,引起層間變形集中的“薄弱層”破壞,“強(qiáng)柱弱梁”機(jī)制中的“強(qiáng)柱”并沒有起到預(yù)期的核心關(guān)鍵構(gòu)件的作用[11-12]。QU等[13]通過設(shè)置搖擺核心來減輕低層和中層鋼同心支撐框架中的層間位移集中和薄弱層破壞;LI等[14]通過試驗(yàn)研究發(fā)現(xiàn)在梁貫通式結(jié)構(gòu)中設(shè)置連續(xù)柱可有效地減小地震作用下低層建筑的最大層間位移和層間位移集中程度。

由地震造成大量建筑的損傷或倒塌,導(dǎo)致人員的傷亡和巨大財(cái)產(chǎn)損失,讓社會和人們難以接受,迫使現(xiàn)代抗震理念從基于延性抗震設(shè)計(jì)模式向基于低損傷抗震設(shè)計(jì)模式轉(zhuǎn)變。研究表明:在結(jié)構(gòu)中設(shè)置摩擦連接可以有效耗散地震能量,減少梁柱等主體結(jié)構(gòu)的損傷。MACRAE等[15]提出采用摩擦連接作為鋼框架柱腳耗能器的概念,該柱腳在震后幾乎沒有永久性損傷,是一種較為理想的低損傷減震構(gòu)造;BORZOUIE等[16]利用外露式柱腳底板的轉(zhuǎn)動特性,提出了一種利用摩擦耗能的新型柱腳;LATOUR等[17]通過試驗(yàn)研究證明了摩擦裝置可以有效耗散地震能量,減少結(jié)構(gòu)損傷;FREDDI等[18]提出了雙向摩擦耗能自復(fù)位搖擺鋼柱腳,通過摩擦板有效耗散地震能量;HOU等[19]研究了一種新型的柱腳連接節(jié)點(diǎn),通過角鋼將柱和底座連接,在地震時(shí)將損傷集中在角鋼上,減少柱的損傷;CALADO等[20]通過試驗(yàn)表明強(qiáng)震作用下?lián)p傷能集中在耗能保險(xiǎn)絲上,梁柱等主要構(gòu)件保持彈性;王宇亮[21]研究表明應(yīng)設(shè)置碟形墊片以保證預(yù)緊力的穩(wěn)定,使阻尼器工作性能良好;李成玉等[22-23]提出了一系列滑移摩擦節(jié)點(diǎn),并設(shè)置到柱和框架中,通過試驗(yàn)和有限元模擬,證明滑移摩擦節(jié)點(diǎn)可有效耗散地震能量,使梁柱等主體結(jié)構(gòu)保持彈性。

基于已有研究,為了使框架鋼結(jié)構(gòu)在地震作用下避免出現(xiàn)局部失效模式,以及降低主體結(jié)構(gòu)損傷程度,課題組融合連續(xù)柱和滑移摩擦節(jié)點(diǎn),提出了內(nèi)置連續(xù)柱的柱端設(shè)置滑移摩擦節(jié)點(diǎn)分層裝配式鋼框架結(jié)構(gòu)體系,如圖1所示。柱端設(shè)置L形連接件滑移摩擦節(jié)點(diǎn)(L-shaped connectors slip friction joints,LCSFJ),在地震作用下通過LCSFJ滑移摩擦和連接件的屈服進(jìn)行耗能,使梁柱等主體結(jié)構(gòu)保持彈性,僅通過更換連接件,就能實(shí)現(xiàn)快速修復(fù)。本文提取上述體系中的單層單跨鋼框架子結(jié)構(gòu),通過試驗(yàn)和有限元模擬對其抗震性能進(jìn)行研究。

圖1 連續(xù)柱分層裝配式鋼框架體系Fig. 1 Continuous column layered fabricated steel frame system

1 LCSFJ構(gòu)造與工作原理

LCSFJ構(gòu)造形式如圖2所示。鋼柱翼緣與腹板分別開有滿足于節(jié)點(diǎn)轉(zhuǎn)動的長圓孔和大圓孔,L形連接件的豎直肢和鋼柱翼緣(腹板)、水平肢與底座或梁下翼緣通過高強(qiáng)螺栓連接。為了使節(jié)點(diǎn)擁有更穩(wěn)定的摩擦耗能,在連接件和鋼柱之間放置黃銅摩擦片,連接件和黃銅摩擦片均開標(biāo)準(zhǔn)圓孔。由于柱頭節(jié)點(diǎn)和柱腳節(jié)點(diǎn)構(gòu)造一致,現(xiàn)以柱腳節(jié)點(diǎn)為例說明LCSFJ工作機(jī)制如圖2(b)所示。在小震作用下,節(jié)點(diǎn)不發(fā)生轉(zhuǎn)動;在較大震作用下,鋼柱繞受壓側(cè)翼緣轉(zhuǎn)動,受拉側(cè)翼緣抬起,鋼柱受拉側(cè)翼緣(腹板)與黃銅摩擦片之間產(chǎn)生滑動摩擦,從而實(shí)現(xiàn)滑移摩擦來耗散地震能量。在此過程中,合理設(shè)置滑移起滑力閾值,可使框架梁和柱基本保持彈性狀態(tài)。地震結(jié)束后,通過更換連接件即可實(shí)現(xiàn)結(jié)構(gòu)的快速修復(fù)。

圖2 L形連接件滑移摩擦節(jié)點(diǎn)Fig. 2 L-shaped connection slip friction joints

2 試驗(yàn)設(shè)計(jì)

2.1 試驗(yàn)設(shè)計(jì)及板件材性

按照1∶2縮尺設(shè)計(jì)制作兩個(gè)單層單跨的鋼框架試件,試件KJ-1為普通框架試件,試件KJ-2為柱端設(shè)置LCSFJ的鋼框架試件,如圖3所示。兩個(gè)框架均采用梁貫通式,框架尺寸與梁柱截面均相同,跨度2 400 mm,高度1 750 mm,所有試件柱和梁截面均HW175 mm×175 mm×7.5 mm×11 mm,試件各主體構(gòu)件采用Q355B,梁和連接件的連系螺栓采用10.9級M20的摩擦型高強(qiáng)螺栓,螺栓預(yù)緊力為155 kN。圖3、圖4、圖6以及圖21中單位為mm。

圖3 試驗(yàn)試件Fig. 3 Test specimens

圖4 節(jié)點(diǎn)詳圖Fig. 4 Joint details

LCSFJ詳圖如圖4所示。連接件采用Q355B,鋼柱和連接件采用10.9級M16高強(qiáng)螺栓連接。為保證LCSFJ在未滑移階段,具有足夠的連接強(qiáng)度,使連接件和鋼柱整體共同受力;在滑移階段,能夠通過滑移摩擦進(jìn)行耗散能量。因此,施加螺栓預(yù)緊力85 kN[25]。為使螺栓預(yù)緊力保持穩(wěn)定,更好的發(fā)揮LCSFJ的性能,所以螺栓一端使用碟形墊片[21]。

根據(jù)《金屬材料拉伸試驗(yàn)室溫試驗(yàn)方法》(GB/T 228.1—2021)[27]的有關(guān)規(guī)定對型鋼的翼緣和腹板以及連接件進(jìn)行材性試驗(yàn),結(jié)果見表1。

表1 試驗(yàn)材性參數(shù)表Table 1 Parameters of specimens

2.2 加載及測試方案

試驗(yàn)加載裝置如圖5所示?？蚣苤鬃捎?.8級M24高強(qiáng)螺栓與大底座相連,大底座通過地錨螺栓錨固。豎向荷載采用200T液壓千斤頂施加在分配梁上,再通過鉸支座傳遞給框架柱頂,液壓千斤頂頂部與反力架橫梁間設(shè)有水平滑動裝置,以滿足水平位移;框架水平荷載通過電液伺服作動器施加,作動器最大行程為150 mm,最大荷載為500 kN;為防止框架發(fā)生平面外失穩(wěn),在框架周圍設(shè)置有防護(hù)裝置。

在框架內(nèi)側(cè)梁下翼緣、左側(cè)梁端(與作動器運(yùn)動方向一致)以及框架柱反彎點(diǎn)處布置位移計(jì)測量結(jié)構(gòu)在水平荷載下位移和豎向變形。通過粘貼應(yīng)變片來監(jiān)測測點(diǎn)應(yīng)變狀態(tài),測點(diǎn)布置如圖6所示。根據(jù)美國AISC抗震規(guī)范規(guī)定[26],以層間位移角控制加載,加載制度如圖7所示。實(shí)際加載時(shí)采用各層間位移角對應(yīng)的位移進(jìn)行加載,前三級加載每級循環(huán)6次,第四級加載循環(huán)4次,之后每級循環(huán)2次,加載至第十級(層間位移角6%rad)停止加載。豎向荷載采用液壓千斤頂施加,對應(yīng)鋼柱軸壓比0.2[7]。試驗(yàn)前,對試件進(jìn)行預(yù)加載,檢測實(shí)驗(yàn)裝置與測量設(shè)備的工作是否正常。

圖6 應(yīng)變測點(diǎn)布置圖

圖7 加載制度

3 試驗(yàn)結(jié)果與分析

3.1 試驗(yàn)現(xiàn)象

試件KJ-1在前六級加載結(jié)束時(shí),試件無明顯變化;在水平位移加載至第七級第一循環(huán)正向52.5 mm(層間位移角3%rad)時(shí),柱腳處翼緣發(fā)生屈曲變形;加載至第九級第一循環(huán)正向87.5 mm(層間位移角5%rad)時(shí),柱腳處腹板發(fā)生鼓曲;加載至第九級第一循環(huán)負(fù)向87.5 mm(層間位移角5%rad)時(shí),右側(cè)柱頂翼緣發(fā)生變形。加載至第十級第二循環(huán)負(fù)向105 mm(層間位移角6%rad)停止試驗(yàn),柱腳屈曲嚴(yán)重,柱頂翼緣輕微屈曲,框架梁無明顯損傷變形,試驗(yàn)結(jié)束時(shí)形態(tài)如圖8所示。

圖8 試件KJ-1的試驗(yàn)現(xiàn)象 圖9 試件KJ-2的試驗(yàn)現(xiàn)象

試件KJ-2在第三級第二循環(huán)9 mm(層間位移角0.075% rad)加載結(jié)束時(shí),試件各部件均處于彈性階段;在第四級(層間位移角1%rad)加載結(jié)束時(shí),未出現(xiàn)明顯的滑移現(xiàn)象;試件在第五級第一循環(huán)26 mm(層間位移角1.5% rad)時(shí),柱腳LCSFJ出現(xiàn)滑移;試件在第六級第一循環(huán)35 mm(層間位移角2% rad)時(shí),柱頂LCSFJ發(fā)生明顯滑移;繼續(xù)加載,節(jié)點(diǎn)處滑移量逐漸增加。加載至第十級第二循環(huán)負(fù)向105 mm(層間位移角6% rad)停止試驗(yàn),框架梁和柱均未發(fā)生明顯損傷變形,試驗(yàn)結(jié)束時(shí)構(gòu)件形態(tài)如圖9所示。

試驗(yàn)加載結(jié)束后,對試件KJ-2左柱腳LCSFJ拆除,如圖10所示。可以觀察到內(nèi)外連接件和黃銅板均有明顯滑移痕跡,框架柱和連接件表面附著大量的黃銅粉,螺栓孔周圍最為顯著;連接件豎直肢發(fā)生彎曲變形;梁柱等主要構(gòu)件未出現(xiàn)明顯變形。

3.2 滯回曲線

從圖11中可以看出:試件KJ-1和KJ-2的滯回曲線飽滿,表現(xiàn)出良好的耗能能力。試件KJ-1正向加載到第九級87.5 mm(層間位移角5% rad),水平承載力達(dá)到最大值,由于柱腳屈曲發(fā)展,之后承載力出現(xiàn)退化;在同級循環(huán)加載下,框架承載力有明顯退化;正負(fù)向滯回曲線基本對稱。在加載初期,試件KJ-2處于彈性階段,滯回曲線幾乎重合為一條直線,隨著水平加載位移的增加,滯回環(huán)面積逐漸變大。滯回曲線出現(xiàn)“捏攏”現(xiàn)象,表明了在加載過程中節(jié)點(diǎn)出現(xiàn)滑移。由于節(jié)點(diǎn)在滑移過程中出現(xiàn)摩擦“振動”,因此滯回曲線部分段上有輕微“抖動”現(xiàn)象。試件KJ-2由于滑移摩擦耗能和連接件塑性耗能,滯回曲線上出現(xiàn)較長的平臺段;同級循環(huán)加載下,承載力無明顯退化;正負(fù)向滯回曲線表現(xiàn)出良好的對稱性。

圖11 試驗(yàn)滯回曲線Fig. 11 Hysteretic curves of specimens

3.3 骨架曲線

試件的骨架曲線如圖12所示。試件KJ-1在前四級加載時(shí),處于彈性狀態(tài),承載力上升緩慢,試件KJ-1在加載至第五級(層間位移角1.5% rad)時(shí),柱腳進(jìn)入塑性強(qiáng)化階段,承載力上升加快,加載至第九級(層間位移角5% rad)試件KJ-1達(dá)到峰值荷載,加載至第十級(層間位移角6% rad),由于柱腳屈曲嚴(yán)重,承載力出現(xiàn)明顯下降。在試件KJ-2加載至第五級(層間位移角1.5% rad),試件KJ-2的節(jié)點(diǎn)開始滑移,承載力上升緩慢;繼續(xù)加載,水平承載力平穩(wěn),無明顯退化。

圖12 骨架曲線 圖13 剛度退化曲線 圖14 滯回耗能

3.4 剛度退化曲線

試件的抗側(cè)剛度可以通過割線剛度來表示,圖13給出了2個(gè)試件在加載過程中的剛度變化趨勢。試件KJ-1和試件KJ-2的剛度退化趨勢基本一致。試件KJ-1在加載初期,處于彈性狀態(tài),剛度下降較快,逐漸進(jìn)入彈塑性再到塑性破壞階段,割線剛度下降趨勢逐漸變慢。試件KJ-2加載至第五級(層間位移角1.5%rad)之前,柱腳處LCSFJ未發(fā)生轉(zhuǎn)動,結(jié)構(gòu)整體也處于彈性狀態(tài),剛度下降較快,在節(jié)點(diǎn)開始發(fā)生轉(zhuǎn)動后,節(jié)點(diǎn)處開始摩擦耗能,試件的剛度下降趨勢減緩,試驗(yàn)加載后期,試件KJ-2的滑移逐漸穩(wěn)定,割線剛度曲線的斜率逐漸變小。

3.5 累計(jì)耗能曲線

試件的能量耗散如圖14所示。由圖14可知:試件KJ-1加載至第六級(層間位移角2% rad)時(shí),鋼柱未發(fā)生塑性變形,耗能較小;加載至第七級(層間位移角3% rad)后,柱腳發(fā)生屈曲變形,試件耗能明顯增加。試件KJ-2在加載前期,各部件處于彈性,耗能較小;加載至第六級(層間位移角2% rad),柱腳和柱頂節(jié)點(diǎn)發(fā)生滑動,通過滑移摩擦、以及連接件屈服進(jìn)行耗能,耗能明顯增加;試驗(yàn)結(jié)束后,框架柱和梁未發(fā)現(xiàn)損傷,說明通過節(jié)點(diǎn)的滑移摩擦和連接件屈服可以有效耗散地震能量,并有效避免主體結(jié)構(gòu)發(fā)生損傷。

3.6 試件KJ-2應(yīng)變分析

本文共提取了10個(gè)應(yīng)變點(diǎn)的數(shù)據(jù)進(jìn)行分析各構(gòu)件應(yīng)變曲線如圖15所示。X1-X3為試件KJ-2柱翼緣上的應(yīng)變測點(diǎn),Y1-Y2為梁柱連接處梁下翼緣的應(yīng)變測點(diǎn),P1-P2為外連接件豎直肢上的應(yīng)變測點(diǎn),H1-H2為外連接件水平肢上的應(yīng)變測點(diǎn),N1為內(nèi)連接件豎直肢上的應(yīng)變測點(diǎn)。具體布置位置如圖6所示。

圖15 應(yīng)變曲線Fig. 15 Strain curves

由材性試驗(yàn)測得梁柱主要板件的最低屈服強(qiáng)度為398 MPa,經(jīng)計(jì)算當(dāng)測點(diǎn)應(yīng)變超過1932 με時(shí),認(rèn)為測點(diǎn)位置處進(jìn)入塑性;連接件最低屈服強(qiáng)度為404 MPa,經(jīng)計(jì)算當(dāng)測點(diǎn)超過1961 με時(shí),認(rèn)為該測點(diǎn)進(jìn)入塑性。從圖中可以看出:無論是柱還是梁上的測點(diǎn)值都未超過1932 με,說明梁柱都處于彈性狀態(tài),連接件上的測點(diǎn)在加載過程中均超過1961με,進(jìn)入塑性。

3.7 其他性能指標(biāo)分析及整體結(jié)構(gòu)受力分析

對試驗(yàn)數(shù)據(jù)處理可獲得各試件的初始剛度k0、屈服荷載Py、屈服位移Δy、極限荷載Pu、極限位移Δu及延性系數(shù)μ=Δu/Δy,相關(guān)數(shù)據(jù)見表2。試件KJ-2的延性系數(shù)μ大于3.0,滿足最低抗震性能限值要求,表明節(jié)點(diǎn)試件具有良好的延性和耗能能力。

表2 試件擬靜力試驗(yàn)主要性能指標(biāo)Table 2 Main performance indicators of all specimens

L形連接件滑移摩擦節(jié)點(diǎn)鋼框架的傳力路徑為梁翼緣彎矩通過高強(qiáng)螺栓傳遞至L形連接件和框架柱上,此時(shí)L形連接件主要承受彎矩,高強(qiáng)螺栓主要承受剪力,框架柱承受部分彎矩和軸力,和普通裝配式鋼框架 僅由框架柱承受端板傳遞的彎矩不同。L形連接件滑移摩擦節(jié)點(diǎn)鋼框架受力較為合理,通過設(shè)置L形連接件使豎向軸力主要由框架柱承擔(dān)柱彎矩和剪力主要由L形連接件承擔(dān),改善柱內(nèi)力分布,保護(hù)框架柱免受塑性損傷。

4 有限元分析

4.1 有限元建模

采用ABAQUS有限元軟件中C3D8I單元建模,模型幾何尺寸和加載制度等與試驗(yàn)完全相同,鋼材本構(gòu)采用二折線型的彈性-強(qiáng)化模型,力學(xué)性能見表1,由摩擦試驗(yàn)測定的摩擦系數(shù)為0.45。采用網(wǎng)格劃分時(shí),為保證計(jì)算效率和精度,對柱腳、梁柱連接處和L形連接件的網(wǎng)格進(jìn)行了細(xì)化,尺寸約為10 mm,框架梁的網(wǎng)格尺寸為40 mm,框架柱的網(wǎng)格約為40 mm。邊界條件與試驗(yàn)一致,在框架梁兩端截面的幾何中心設(shè)置參考點(diǎn),梁端截面耦合到參考點(diǎn)上一端以位移控制施加水平位移,對框架進(jìn)行平面外位移的約束,在柱頂位置對應(yīng)的梁上翼緣進(jìn)行耦合,用以施加軸向壓力,在底座位置耦合,施加固定約束。網(wǎng)格劃分和邊界條件如圖16所示。

圖16 有限元模型Fig. 16 Finite element model

4.2 試驗(yàn)驗(yàn)證

圖17和圖18 分別為KJ-1和KJ-2兩個(gè)模型試驗(yàn)與有限元模擬所得損傷形態(tài)對比,有限元模擬中,KJ-1的框架柱的損傷形態(tài)與試驗(yàn)基本一致;KJ-2的LCSFJ發(fā)生如期轉(zhuǎn)動,通過滑移摩擦和連接件屈服進(jìn)行耗散地震能量,梁柱等主體構(gòu)件基本保持彈性,與試驗(yàn)基本一致。通過研究發(fā)現(xiàn):有限元模擬結(jié)果與試驗(yàn)結(jié)果基本一致。

圖17 KJ-1試驗(yàn)與模擬結(jié)果對比Fig. 17 Comparison of test and numerical simulation results of KJ-1

圖18 KJ-2試驗(yàn)與模擬結(jié)果對比Fig. 18 Comparison of test and numerical simulation results of KJ-2

試驗(yàn)與有限元的的滯回曲線對比結(jié)果見圖19,有限元模擬結(jié)果與實(shí)驗(yàn)結(jié)果曲線基本吻合,峰值荷載最大誤差5%以內(nèi)。

圖19 滯回曲線對比Fig. 19 Comparison of hysteretic curves of specimens

4.3 框架柱軸向縮短

圖20為模型KJ-1和模型KJ-2柱軸向縮短的對比,監(jiān)測點(diǎn)為框架柱上端中心點(diǎn)。從圖20(a)中可以看出:隨著加載級數(shù)的增加,模型KJ-1柱軸向縮短呈加速發(fā)展,加載結(jié)束時(shí),模型KJ-1的軸向縮短最大為34.8 mm,超過柱高的2%,模型KJ-2軸向縮短最大僅1 mm,表明在柱端設(shè)置LCSFJ能有效避免鋼柱的軸向縮短,可以很好提高鋼柱的穩(wěn)定性。

圖20 軸向縮短Fig. 20 Comparison of axial shortening

4.4 進(jìn)一步分析

通過對試驗(yàn)結(jié)果分析發(fā)現(xiàn):試件KJ-2與試件KJ-1的極限承載力相差較大,為了增加試件KJ-2的承載能力,提高其抗震性能,根據(jù)該課題組正在進(jìn)行的研究,可在框架中加設(shè)隅撐。為進(jìn)一步研究隅撐對柱端設(shè)置LCSFJ鋼框架抗震性能的影響[24],本節(jié)在試驗(yàn)?zāi)Ｐ偷幕A(chǔ)上,在柱頭和梁端設(shè)置鉸接點(diǎn),將隅撐兩端與梁和柱鉸接?？紤]梁和柱不發(fā)生損傷變形、隅撐不發(fā)生平面外變形和LCSFJ如期發(fā)生轉(zhuǎn)動等因素,隅撐的尺寸如圖21所示。隅撐的材質(zhì)采用Q235B,力學(xué)性能見表1?；?.1節(jié)的建模方法建立配置隅撐的柱端設(shè)置LCSFJ鋼框架模型,如圖22所示。配置隅撐的柱端設(shè)置LCSFJ鋼框架用KJ-3表示。

圖21 隅撐尺寸 圖22 KJ-3有限元模型 圖23 滯回曲線對比

圖23給出了模型KJ-1、KJ-2和KJ-3的滯回曲線。模型KJ-3的滯回曲線包絡(luò)面積比模型KJ-2明顯增大,與模型KJ-1的滯回曲線包絡(luò)面積更加接近,說明通過配置隅撐能有效地提升框架的滯回性能。

模型KJ-1、KJ-2和KJ-3的各級滯回耗能見圖24。由圖24可知:與模型KJ-2相比,模型KJ-3的各級耗能均明顯增加。模型KJ-1、KJ-2和KJ-3的總耗能分別為458.3 kJ、303.1 kJ和397.5 kJ。模型KJ-2 的總耗能為KJ-1的66%,模型KJ-3的總耗能為KJ-1的86%。模型KJ-3的總耗能相較于模型KJ-2增加了31%,表明配置隅撐可以有效提高框架的耗能能力。

圖24 能量耗散 圖25 骨架曲線 圖26 剛度退化曲線

模型KJ-1、KJ-2和KJ-3的骨架曲線如圖25所示。模型KJ-3的水平承載力平穩(wěn),無明顯退化。模型KJ-2極限承載力為模型KJ-1的62%,模型KJ-3的極限承載力為模型KJ-1的76%。在第十級加載時(shí),模型KJ-2的承載力為模型KJ-1的75%,模型KJ-3的承載力為模型KJ-1的90%。模型KJ-3的極限承載力比模型KJ-2提高了23%,表明配置隅撐可以有效提高框架的承載能力。

模型KJ-1、KJ-2和KJ-3的剛度退化曲線如圖26所示。模型KJ-1、KJ-2和KJ-3的初始剛度分別為12.9、12.8和15.3 kN/mm。模型KJ-3的初始剛度比模型KJ-1高18%;模型KJ-3的初始剛度比模型KJ-2高19%,表明配置隅撐可以有效提高框架的初始剛度。

模型KJ-2和模型KJ-3的LCSFJ滑移量如圖27所示。模型KJ-2和KJ-3中LCSFJ發(fā)生轉(zhuǎn)動后,LCSFJ各級滑移量基本相同,表明配置隅撐后LCSFJ依舊有較好的工作性能。

圖27 KJ-2和KJ-3中LCSFJ滑移量

模型KJ-3的有限元結(jié)果如圖28所示。結(jié)束時(shí)的層間位移角與試驗(yàn)一致,從有限元模擬的結(jié)果可以看出:配置隅撐后LSCFJ的如期發(fā)生轉(zhuǎn)動,通過滑移摩擦、連接件屈服以及隅撐屈服進(jìn)地震能量的耗散,梁柱等主體結(jié)構(gòu)基本保持彈性。

圖28 KJ-3應(yīng)力云圖

5 結(jié)論

本文進(jìn)行了普通鋼框架和柱端設(shè)置LCSFJ鋼框架的低周往復(fù)加載試驗(yàn)和有限元模擬分析,并對配置隅撐和柱端設(shè)置LCSFJ鋼框架進(jìn)行有限元模擬分析,得到以下結(jié)論:

1)普通鋼框架滯回曲線飽滿,滯回耗能穩(wěn)定。前九級加載,承載力持續(xù)上升;在第十級加載時(shí),承載力出現(xiàn)明顯退化。在加載到層間位移角3%rad時(shí),柱腳先發(fā)生屈曲;試驗(yàn)結(jié)束時(shí),柱腳屈曲嚴(yán)重,柱頂翼緣輕微屈曲,框架柱有明顯的軸向縮短,框架梁無明顯損傷變形。

2)柱端設(shè)置LCSFJ鋼框架,加載到層間位移角1.5%rad時(shí),柱端LCSFJ發(fā)生轉(zhuǎn)動,進(jìn)行摩擦耗能,連接件屈服,進(jìn)行塑性耗能。試驗(yàn)結(jié)束后,僅節(jié)點(diǎn)處黃銅板摩擦片磨損和連接件彎曲變形,梁和柱等主要構(gòu)件基本保持彈性,可通過更換連接件和黃銅摩擦片實(shí)現(xiàn)震后快速恢復(fù)。柱端設(shè)置LCSFJ鋼框架滯回曲線飽滿,滯回耗能穩(wěn)定;加載后期,水平承載力趨于穩(wěn)定;抗側(cè)剛度與普通鋼框架相差不多,具有良好的抗震性能。

3)柱端設(shè)置LCSFJ鋼框架的極限承載力和配置隅撐的柱端設(shè)置LCSFJ鋼框架的極限承載力分別為普通鋼框架的62%和76%;配置隅撐的柱端設(shè)置LCSFJ鋼框架的極限承載力較柱端設(shè)置LCSFJ鋼框架提高23%。柱端設(shè)置LCSFJ鋼框架總耗能和配置隅撐的柱端設(shè)置LCSFJ鋼框架總耗能分別為普通鋼框架的66%和86%;配置隅撐的柱端設(shè)置LCSFJ鋼框架總耗能比柱端設(shè)置LCSFJ鋼框架總耗能提高31%。與普通鋼框架相比,柱端設(shè)置LCSFJ鋼框架的初始剛度基本相同,配置隅撐的柱端設(shè)置LCSFJ鋼框架的初始剛度提高18%。通過配置隅撐,可以顯著增強(qiáng)柱端設(shè)置LCSFJ的鋼框架的抗震性能。