吳楨灝，莊亮東，黃 遠(yuǎn)

(1.湖南大學(xué)土木工程學(xué)院，長(zhǎng)沙 410082；2.清華大學(xué)土木工程系，清華大學(xué)土木工程安全與耐久教育部重點(diǎn)實(shí)驗(yàn)室，北京 100084)

偏心支撐組合框架結(jié)構(gòu)(Eccentrically Braced Composite Frame, 簡(jiǎn)稱“EBCF”)充分結(jié)合了組合框架和偏心支撐體系兩者的優(yōu)點(diǎn)：一方面，利用混凝土樓板的空間組合效應(yīng)，提升結(jié)構(gòu)的承載力和剛度，防止鋼梁上翼緣的屈曲[1-5]；另一方面，利用偏心支撐體系中的連梁和支撐為結(jié)構(gòu)提供額外的剛度，并通過連梁耗散地震時(shí)輸入的能量，將損傷集中于自身，降低主體結(jié)構(gòu)受到的損傷[6-7]。

根據(jù)連梁的安裝方向，EBCF 結(jié)構(gòu)體系可進(jìn)一步分為帶水平連梁的偏心支撐組合框架(簡(jiǎn)稱“HEBCF”包括K 型、D 型和V 型)和帶豎直連梁的偏心支撐組合框架(簡(jiǎn)稱“V-EBCF”包括Y 型)，目前的研究主要集中在帶水平連梁的偏心支撐組合框架上。CIUTINA 等[8]開展了單層K 型偏心支撐鋼框架和偏心支撐組合框架的對(duì)比試驗(yàn)，結(jié)果表明：混凝土樓面的組合效應(yīng)可以有效提升結(jié)構(gòu)體系的抗側(cè)剛度，提升結(jié)構(gòu)的抗震性能，同時(shí)作者建議在連梁上部不要布置栓釘，以充分發(fā)揮連梁的耗能能力。DANKU 等[9]和PRINZ 等[10]基于CIUTINA 等[8]的試驗(yàn)結(jié)果，建立了2 層、4 層、8 層和12 層的K 型和D 型偏心支撐組合框架的有限模型并開展推覆分析和彈塑性時(shí)程分析，分析結(jié)果表明：樓面板的空間組合效應(yīng)可以有效提升結(jié)構(gòu)剛度、降低結(jié)構(gòu)層間位移角。田小紅等[11-12]首先對(duì)高強(qiáng)鋼組合K 型偏心支撐框架(K-HSSEBCF)開展縮尺比例為1/2 的振動(dòng)臺(tái)試驗(yàn)研究并根據(jù)動(dòng)力相似關(guān)系推導(dǎo)出原型結(jié)構(gòu)的地震反應(yīng)，結(jié)果表明：原型結(jié)構(gòu)在多遇地震和罕遇地震作用下的層間位移角分別為1/1667 和1/237，均滿足規(guī)范需求。之后，基于振動(dòng)臺(tái)的試驗(yàn)結(jié)果，設(shè)計(jì)開展了一10 層K-HSS-EBCF 結(jié)構(gòu)的增量動(dòng)力分析，結(jié)果表明：隨著地震動(dòng)峰值加速度的增加，各層連梁先后進(jìn)入塑性吸收能量，同時(shí)指出按《建筑抗震設(shè)計(jì)規(guī)范》(GB 50011-2010)[13]設(shè)計(jì)的K-HSS-EBCF偏于保守。李騰飛等[14]針對(duì)當(dāng)前K-HSS-EBCF 設(shè)計(jì)方法偏于保守的問題，提出并采用一種基于多目標(biāo)性能的設(shè)計(jì)方法，設(shè)計(jì)了一6 層K-HSS-EBCF結(jié)構(gòu)，并對(duì)其進(jìn)行了彈塑性時(shí)程分析，結(jié)果表明：所提出的設(shè)計(jì)方法實(shí)現(xiàn)了結(jié)構(gòu)的預(yù)期破壞模式以及不同強(qiáng)度地震下的性能目標(biāo)。

相比于H-EBCF 體系：一方面，V-EBCF 體系的連梁是豎直地安裝在支撐與框架梁之間，這使得連梁獨(dú)立于框架梁之外，不承擔(dān)豎向傳力的作用，而只參與結(jié)構(gòu)的水平抗側(cè)力體系，受力機(jī)制更為簡(jiǎn)單；另一方面，V-EBCF 中連梁不屬于框架梁的一部分，地震后連梁的更換和安裝更為方便，加快了結(jié)構(gòu)的震后修復(fù)速度。但目前針對(duì)V-EBCF 體系的研究還比較少，RAHNAVARD 等[15]針對(duì)帶有單根和雙根豎向連梁的V-EBCF 體系展開了有限元模擬，研究結(jié)果表明V-EBCF 體系具有良好的抗震性能，可以充分發(fā)揮連梁的耗能能力。LIAN 等[16]針對(duì)高強(qiáng)鋼組成的V-EBCF 體系展開了振動(dòng)臺(tái)試驗(yàn)研究，結(jié)果表明：高強(qiáng)鋼V-EBCF體系可充分發(fā)揮連梁的耗能優(yōu)勢(shì)，且實(shí)現(xiàn)多階段耗能的目標(biāo)。此外，不少學(xué)者[17-19]的研究結(jié)果表明：采用低屈服點(diǎn)鋼加工的連梁較傳統(tǒng)工程鋼加工的連梁具有更強(qiáng)的耗能能力和變形能力；但當(dāng)前相關(guān)規(guī)范[20]中的連梁承載力計(jì)算方法以及連梁的超強(qiáng)系數(shù)的建議取值(建議值為1.5)均是在傳統(tǒng)工程鋼連梁研究結(jié)果[21-23]的基礎(chǔ)上得到的，對(duì)于由低屈服點(diǎn)鋼這種具有顯著材料強(qiáng)化現(xiàn)象材料加工的連梁，規(guī)范中的計(jì)算公式及超強(qiáng)系數(shù)的建議值的適用性有待進(jìn)一步地進(jìn)行驗(yàn)證。進(jìn)一步地，紀(jì)曉東等[24]和連鳴等[25]的研究表明：在V-EBCF 體系中，若將連梁設(shè)計(jì)為通過高強(qiáng)螺栓與周邊構(gòu)件連接的可更換式連梁，可進(jìn)一步提升結(jié)構(gòu)的震后修復(fù)能力。

針對(duì)當(dāng)前研究的不足，本文設(shè)計(jì)并制作了一個(gè)連梁可更換的Y 型V-EBCF 體系，其中可更換式連梁通過高強(qiáng)螺栓與周邊構(gòu)件相連，且連梁由低屈服點(diǎn)鋼加工而成。對(duì)試件以及拆卸連梁后的試件進(jìn)行擬靜力試驗(yàn)，分析失效模式、荷載-位移曲線和殘余位移角，驗(yàn)證了Y 型V-EBCF 體系的抗震性能、耗能能力和震后可修復(fù)性，并給出了該結(jié)構(gòu)體系的剛度和承載力的計(jì)算方法，低屈服點(diǎn)鋼連梁的設(shè)計(jì)建議以及組合梁跨中混凝土裂縫的計(jì)算方法，可為Y 型V-EBCF 體系的推廣和應(yīng)用提供試驗(yàn)依據(jù)。

1 試驗(yàn)概況

1.1 試件設(shè)計(jì)

本文對(duì)一榀連梁可更換的Y 型偏心支撐組合框架展開試驗(yàn)研究，試件的組合框架部分取自某實(shí)際多層鋼-混凝土組合框架結(jié)構(gòu)，如圖1 所示。原型結(jié)構(gòu)的截面尺寸根據(jù)《組合結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)規(guī)范》(JGJ 138-2016)[26]和《建筑抗震設(shè)計(jì)規(guī)范》(GB 50011-2010)[13]設(shè)計(jì)；試件的偏心支撐部分設(shè)計(jì)參考美國規(guī)范ANSI/AISC 341-10[27]和ANSI/AISC 360-10[20]?？紤]到試驗(yàn)場(chǎng)地的限制，試驗(yàn)?zāi)Ｐ筒捎?∶1.5 縮尺進(jìn)行加工制作。另一方面，與其他結(jié)構(gòu)體系層次的試驗(yàn)相比，1∶1.5 的縮尺比例相對(duì)較大[28-29]，試件的連接構(gòu)造并未因縮尺而進(jìn)行簡(jiǎn)化。此外試件嚴(yán)格按照《鋼結(jié)構(gòu)工程施工規(guī)范》(GB 50755-2012)[30]和《鋼結(jié)構(gòu)焊接規(guī)范》(GB 50661-2011)[31]的相關(guān)內(nèi)容進(jìn)行安裝及焊接，且縮尺模型可以在彈塑性范圍內(nèi)準(zhǔn)確地反映出原型結(jié)構(gòu)的力學(xué)性能[32-33]。因此，可以忽略尺寸效應(yīng)對(duì)于試件力學(xué)性能的影響。

圖1 原型結(jié)構(gòu)尺寸 /mFig.1 Dimension of prototype structure

圖2 為試件的尺寸詳圖。試件的跨度為4 m，高度為2.13 m。框架柱采用工字型截面，一般位置尺寸為230 mm×230 mm×14 mm×14 mm；鋼主梁采用工字型截面，一般位置截面尺寸為270 mm×130 mm×8 mm×8 mm；橫梁采用矩形截面，上翼緣與鋼主梁上翼緣平齊，截面尺寸為200 mm×130 mm×8 mm。在主梁和橫梁上均配置直徑10 mm的栓釘，縱橫向間距均為50 mm。

圖2 試件尺寸圖 /mmFig.2 Dimension of test specimen

各構(gòu)件之間均采用焊接連接，同時(shí)為了防止節(jié)點(diǎn)過早失效，在梁端和柱腳部位均采用了翼緣板逐漸加寬的變截面形式處理，試件的節(jié)點(diǎn)構(gòu)造如圖3 所示。

圖3 節(jié)點(diǎn)構(gòu)造詳圖 /mmFig.3 Configuration of joints

偏心支撐構(gòu)件如圖4 所示，由連梁、連接橫梁和斜撐三部分組成。斜撐底端與柱腳焊接，另一端與連接橫梁焊接；剪切連梁采用低屈服點(diǎn)鋼BLY160 加工而成，截面尺寸為290 mm×70 mm×10 mm×10 mm，在端板處通過10.9 級(jí)M20 高強(qiáng)螺栓豎直安裝在框架梁和連接橫梁之間。

圖4 偏心支撐構(gòu)件詳圖 /mmFig.4 Configuration of eccentric brace

混凝土板采用C40 混凝土，厚度為80 mm，長(zhǎng)度為4230 mm，寬度為1580 mm。樓板鋼筋采用 8@100，雙層雙向配筋，鋼筋的平面布置和剖面布置如圖5 所示。

圖5 樓板配筋圖 /mmFig.5 Reinforcement of slab

1.2 材料性能

試件剪切連梁采用低屈服點(diǎn)鋼LYP160 加工制作，其余鋼結(jié)構(gòu)部分均采用Q355 鋼材，樓板采用C40 混凝土，鋼筋采用HRB400 級(jí)鋼筋。材性試驗(yàn)得到的鋼材、混凝土和鋼筋的主要材料性能如表1 所示，其中混凝土試塊為標(biāo)準(zhǔn)立方體試塊。

表1 材料性能Table 1 Material property

1.3 加載裝置和量測(cè)

試驗(yàn)裝置如圖6 所示，試件的地梁通過地錨固定在地面上。試件框架柱底部通過高強(qiáng)螺栓與地梁相連，試件框架梁北側(cè)通過外伸牛腿的形式，將牛腿端板與反力墻上的2500 kN 的液壓動(dòng)態(tài)伺服千斤頂作連接給結(jié)構(gòu)施加水平荷載。為了防止框架結(jié)構(gòu)在往復(fù)變形過程中發(fā)生面外側(cè)扭變形，在南北兩側(cè)柱子高1.5 m 處，設(shè)置了三角支撐架提供面外約束。

圖6 加載裝置圖Fig.6 Test setup

試驗(yàn)加載制度依據(jù)《建筑抗震試驗(yàn)規(guī)程》(JGJ/T 101-2015)[34]制定，如圖7 所示，采用位移控制，由北至南加載記為正向加載。第一級(jí)循環(huán)加載位移角為1/600，以研究結(jié)構(gòu)在彈性狀態(tài)下的力學(xué)性能，隨后加載位移角增加至1/300，以估計(jì)試件的屈服位移角；此后，每級(jí)位移角的增量取為彈性層間位移角1/300，對(duì)應(yīng)加載位移增量為6.83 mm，每級(jí)荷載循環(huán)3 次。當(dāng)結(jié)構(gòu)的水平荷載下降至峰值荷載的80%以下，則視為失效。

圖7 加載制度Fig.7 Loading protocol

本試驗(yàn)量測(cè)的對(duì)象包括水平反力、框架的側(cè)移和各部件的應(yīng)變，試件的量測(cè)方案如圖8～圖9所示。其中試件的水平反力可以通過安裝在千斤頂內(nèi)的力傳感器獲?。煌ㄟ^梁端各布置一個(gè)位移計(jì)來量測(cè)試件的層間位移；為了量測(cè)試件的應(yīng)變發(fā)展規(guī)律，分別在框架梁(S1～S4)、框架柱(S5～S8)關(guān)鍵截面、斜撐和連梁上粘貼應(yīng)變片；在截面S1～S4 對(duì)應(yīng)位置的混凝土板和上層鋼筋上粘貼應(yīng)變片，以研究加載過程中混凝土板的力學(xué)行為。

圖8 鋼構(gòu)件應(yīng)變布置方案 /mmFig.8 Measurement distribution of steel members

圖9 混凝土板應(yīng)變布置方案 /mmFig.9 Measurement distribution of concrete slab

2 試驗(yàn)結(jié)果與分析

2.1 試驗(yàn)現(xiàn)象

表2 統(tǒng)計(jì)了加載各階段發(fā)生的試驗(yàn)現(xiàn)象，下面分為混凝土板、鋼框架和偏心支撐3 部分來分別對(duì)試驗(yàn)現(xiàn)象進(jìn)行描述。

表2 試驗(yàn)現(xiàn)象Table 2 Test phenomena

2.1.1 混凝土板

圖10 統(tǒng)計(jì)了不同位移角時(shí)混凝土板的裂縫分布。當(dāng)框架側(cè)移達(dá)到6.83 mm(位移角1/300)時(shí)，由于框架梁端負(fù)彎矩的作用，試件的柱翼緣與樓面板交界處出現(xiàn)第一道明顯可見的混凝土裂縫；當(dāng)框架側(cè)移達(dá)到20.50 mm(位移角1/100)時(shí)，試件樓面板兩端已產(chǎn)生較多的裂縫，且大部分已經(jīng)延伸至板兩側(cè)并貫通至樓面板底板，此外由于連梁剪力中心線和組合梁中和軸存在一定距離，使得連梁剪力對(duì)組合梁跨中產(chǎn)生了一定的附加彎矩，引起混凝土板開裂在樓板的中心區(qū)域也產(chǎn)生了一道橫向貫通的裂縫；隨著加載的進(jìn)行，裂縫的數(shù)量和寬度不斷增加，當(dāng)達(dá)到極限側(cè)移47.83 mm(位移角為1/42.9)時(shí)，在幾乎整個(gè)樓板范圍內(nèi)均有裂縫分布。

圖10 混凝土板裂縫分布 /mmFig.10 Cracks distribution of concrete slab at different drift ratio

圖11 分別統(tǒng)計(jì)了梁端區(qū)域和跨中區(qū)域混凝土最大裂縫寬度隨位移角的發(fā)展情況?？梢钥吹?，梁端區(qū)域最大裂縫寬度隨著位移角的增大呈現(xiàn)線性增加，當(dāng)試件失效時(shí)，裂縫寬度已經(jīng)達(dá)到1 mm左右；跨中區(qū)域的混凝土直到位移角達(dá)到0.01 時(shí)才產(chǎn)生裂縫，此后隨著位移角的增加，裂縫寬度先增大后降低，最大裂縫寬度為0.17 mm，說明偏心支撐的引入對(duì)混凝土板產(chǎn)生了一定損傷。

2.1.2 鋼框架

組合梁中的鋼梁之間通過栓釘與混凝土樓板形成組合作用，使得組合梁中和軸高度提高，從而導(dǎo)致組合梁鋼梁下翼緣應(yīng)變顯著增大[2]。當(dāng)側(cè)移達(dá)到34.17 mm(位移角為1/60)時(shí)，鋼梁的下翼緣在往復(fù)拉壓力應(yīng)力作用下產(chǎn)生輕微的屈曲和撕裂；隨著加載進(jìn)行，鋼梁下翼緣屈曲變形持續(xù)增大，撕裂裂紋不斷向腹板中心延伸，當(dāng)側(cè)移達(dá)到47.83 mm(位移角為1/42.9)時(shí)，如圖12 所示，鋼梁下翼緣已產(chǎn)生較為明顯的屈曲變形和撕裂現(xiàn)象，且撕裂裂紋已接近腹板底端。在整個(gè)加載過程中，鋼柱均未觀測(cè)到屈曲變形和撕裂發(fā)生。

圖12 鋼框架損傷模式(位移角1/42.9)Fig.12 Damage pattern of steel frame at drift ratio 1/42.9

2.1.3 偏心支撐

當(dāng)框架側(cè)移達(dá)到3.42 mm(位移角為1/600)時(shí)，連梁表面油漆便已經(jīng)在往復(fù)變形下產(chǎn)生鼓起，說明此時(shí)連梁已產(chǎn)生明顯的剪切變形而屈服，試件形成穩(wěn)定的滯回環(huán)耗散能量；當(dāng)試件側(cè)移達(dá)到34.17 mm(位移角為1/60)時(shí)，連梁承受較大的剪切變形，連梁約束翼緣板受拉側(cè)由于拉應(yīng)力過大被拉斷，受壓側(cè)由于較大的壓應(yīng)力已經(jīng)產(chǎn)生明顯的屈曲，但是從滯回曲線中可以看到，試件的承載力仍未降低，結(jié)構(gòu)處于穩(wěn)定的耗能狀態(tài)，并未失效破壞；當(dāng)框架位移增大，達(dá)到47.83 mm(位移角為1/42.9)時(shí)，約束翼緣板根部已經(jīng)完全斷裂，且連梁腹板在端部產(chǎn)生了明顯的撕裂，僅剩下腹板中心少量部位與端板相連，受壓側(cè)翼緣產(chǎn)生嚴(yán)重的擠屈，整個(gè)構(gòu)件產(chǎn)生明顯的側(cè)扭變形，此時(shí)試件的水平承載力也急劇下降至峰值荷載的80%以下，停止加載。連梁的破壞模式如圖13 所示。

圖13 剪切連梁失效過程Fig.13 Failure process of shear link

2.2 荷載-位移曲線

圖14 描繪了試件在水平荷載作用下的滯回曲線和對(duì)應(yīng)的骨架曲線。可以看到，從位移角為1/600開始，骨架曲線的剛度明顯下降，這是由于連進(jìn)入屈服狀態(tài)導(dǎo)致的，此后，連梁通過屈服耗能，使得試件形成穩(wěn)定且飽滿的滯回環(huán)形狀，直到位移角達(dá)到1/50，滯回環(huán)仍呈現(xiàn)飽滿的梭形，試件維持穩(wěn)定的耗能狀態(tài)。當(dāng)位移角達(dá)到1/42.9 時(shí)，由于連梁失效，試件的承載力不斷退化且下降至峰值承載力的80%以下。

圖14 試件滯回曲線和骨架曲線Fig.14 Hysteresis curve and skeleton curve of test specimen

2.3 應(yīng)變變化規(guī)律

根據(jù)對(duì)稱性，本文僅對(duì)試件南側(cè)粘貼的應(yīng)變片數(shù)據(jù)進(jìn)行報(bào)道，并分析結(jié)構(gòu)的受力特點(diǎn)和發(fā)展規(guī)律。

2.3.1 混凝土板

由于混凝土受拉易開裂，導(dǎo)致拉應(yīng)變具有較大離散性，因此僅報(bào)道混凝土的壓應(yīng)變變化規(guī)律。圖15 對(duì)比了梁端截面S1 和跨中截面S2 的混凝土壓應(yīng)變的發(fā)展規(guī)律，兩者都存在明顯的剪力滯效應(yīng)，且隨著位移角的增加而愈加顯著，但跨中的剪力滯效應(yīng)不如梁端的嚴(yán)重；當(dāng)位移角達(dá)到1/42.9時(shí)，梁端板中心線附近的混凝土壓應(yīng)變已超過規(guī)范中混凝土極限壓應(yīng)變的取值，但周圍混凝土仍處于較低的應(yīng)力水平，所以梁端混凝土并未發(fā)生壓潰現(xiàn)象；而跨中截面混凝土的最大應(yīng)變顯著小于混凝土峰值壓應(yīng)變，因此受壓時(shí)跨中截面混凝土基本處于彈性狀態(tài)。

圖15 混凝土板應(yīng)變結(jié)果Fig.15 Strain result of concrete slab

2.3.2 鋼筋

圖16 分別繪制了試件S1 截面和S2 截面的鋼筋應(yīng)變曲線。對(duì)于梁端截面S1，柱翼緣內(nèi)的3 根鋼筋應(yīng)變較低，這主要是因?yàn)檫@3 根鋼筋與柱翼緣進(jìn)行了焊接，隨著加載進(jìn)行，焊點(diǎn)斷開導(dǎo)致鋼筋應(yīng)力卸載；柱翼緣外的鋼筋的應(yīng)變隨著距板中心線距離的增大而減小，當(dāng)結(jié)構(gòu)達(dá)到極限位移角1/42.9 時(shí)，鋼筋的應(yīng)變最大值以超過4000 με，說明此時(shí)梁端混凝土發(fā)生了明顯的開裂。此外，結(jié)合圖10 可知，在整個(gè)加載過程中，隨著混凝土板裂縫數(shù)量和寬度的發(fā)展，除去焊接在鋼梁上的鋼筋外，其他鋼筋的應(yīng)力隨著試件側(cè)移的增大而增大，此時(shí)開裂的混凝土板內(nèi)的鋼筋抵抗著負(fù)彎矩的拉應(yīng)力，開裂截面的鋼梁和混凝土板因?yàn)榻M合作用仍然處于共同工作狀態(tài)。對(duì)于跨中截面S2，當(dāng)試件失效時(shí)，鋼筋的最大拉應(yīng)變已超過1600 με，表明由于組合框架跨中附加彎矩的作用，此時(shí)混凝土板也已發(fā)生了較為明顯的開裂現(xiàn)象。

圖16 鋼筋應(yīng)變結(jié)果Fig.16 Strain result of reinforcement

2.3.3 鋼框架

根據(jù)材性試驗(yàn)的結(jié)果，鋼材的屈服應(yīng)變大致在1700 με 左右。圖17 分別繪制了梁端截面S1 和跨中截面S2 分別在正向加載和反向加載下的鋼主梁截面應(yīng)變分布圖。正向加載時(shí)，兩截面鋼梁上翼緣的壓應(yīng)變均處于較低水水平，這是由于混凝土與鋼梁通過栓釘形成組合作用，分擔(dān)了部分鋼梁承擔(dān)的應(yīng)力；反向加載時(shí)，混凝土受拉開裂，鋼梁上翼緣拉應(yīng)變較大。對(duì)于S1 截面，當(dāng)層間位移角小于1/100 時(shí)，截面的最大應(yīng)變小于1700 με，說明此時(shí)截面處于彈性狀態(tài)；當(dāng)層間位移角達(dá)到1/100，鋼梁下翼緣應(yīng)變大于鋼材屈服應(yīng)變，率先進(jìn)入屈服，此時(shí)平截面假定不再成立；當(dāng)層間位移角達(dá)到1/75 時(shí)，鋼梁的下翼緣應(yīng)變已超過3000 με，已遠(yuǎn)遠(yuǎn)大于屈服應(yīng)變，鋼梁下翼緣此時(shí)也已產(chǎn)生輕微的撕裂和屈曲。對(duì)于跨中截面S2，由于連梁剪切中心與組合梁中和軸之間存在偏心距，當(dāng)連梁剪切變形耗能時(shí)，產(chǎn)生的剪力會(huì)對(duì)組合梁跨中產(chǎn)生附加彎矩，但是該彎矩對(duì)鋼梁的影響有限，因?yàn)楫?dāng)位移角達(dá)到1/75 時(shí)，跨中鋼梁截面仍處于彈性狀態(tài)。

圖17 鋼梁應(yīng)變結(jié)果Fig.17 Strain result of steel frame beam

圖18 描繪了試件南側(cè)框架柱頂截面S5 和柱底截面S7 的應(yīng)變發(fā)展規(guī)律，可以發(fā)現(xiàn)，隨著層間位移角的增大，截面的應(yīng)變逐漸增大，且柱底的應(yīng)變?cè)鲩L(zhǎng)速度顯著大于柱頂。當(dāng)層間位移角達(dá)到1/75 時(shí)，柱底截面應(yīng)變?yōu)?500 με，已發(fā)生屈服；而柱頂截面的應(yīng)變小于500 με，說明截面此時(shí)仍處于彈性階段。

圖18 鋼柱應(yīng)變結(jié)果Fig.18 Strain result of steel column

2.3.4 偏心支撐

圖19(a)為剪切連梁的等效應(yīng)力發(fā)展圖?？梢钥吹?，當(dāng)位移角為1/600 時(shí)，連梁腹板等效應(yīng)力為160 MPa 左右，大于材性測(cè)試得到的屈服強(qiáng)度126 MPa，說明在很小的框架側(cè)移時(shí)，腹板已經(jīng)進(jìn)入塑性階段耗能，而約束翼緣板此時(shí)仍處于彈性階段。腹板和約束翼緣板的等效應(yīng)力隨著剪切位移角的增大而增大，且約束翼緣板的等效應(yīng)力大致是腹板的1/2，說明剪切連梁主要依靠腹板剪切變形耗散能量。當(dāng)位移角達(dá)到1/60 時(shí)，測(cè)點(diǎn)的等效應(yīng)力達(dá)到最大值，此后隨著加載進(jìn)行連梁根部產(chǎn)生嚴(yán)重撕裂和屈曲，測(cè)點(diǎn)處的等效應(yīng)力迅速下降，連梁失效。

圖19 斜撐應(yīng)變結(jié)果Fig.19 Strain result of eccentric brace

斜撐的等效應(yīng)力發(fā)展如圖19(b)所示，由于結(jié)構(gòu)的對(duì)稱性，兩根斜撐上測(cè)點(diǎn)的應(yīng)力發(fā)展規(guī)律基本一致，并且斜撐等效應(yīng)力的發(fā)展趨勢(shì)和連梁腹板的極其相似。在整個(gè)加載過程中，測(cè)點(diǎn)的等效應(yīng)力均遠(yuǎn)小于鋼材的屈服應(yīng)力350 MPa，說明斜撐一直處于彈性階段，滿足預(yù)期設(shè)計(jì)要求。

3 連梁可更換性驗(yàn)證

3.1 更換過程

當(dāng)框架側(cè)移達(dá)到47.83 mm(位移角為1/42.9)時(shí)，雖然連梁已經(jīng)由于過大的剪切變形而退出工作，但是此時(shí)組合框架鋼梁下緣仍未完全撕裂，也無嚴(yán)重的屈曲變形，說明框架結(jié)構(gòu)還具有一定的承載能力與耗能能力。因此，當(dāng)試件在47.83 mm 的側(cè)向變形下穩(wěn)定滯回3 圈后，將已經(jīng)損傷的豎向連梁構(gòu)件進(jìn)行了拆除，由于豎向連梁的端板均采用高強(qiáng)螺栓與周邊構(gòu)件連接，具有極好的裝卸性。連梁的拆卸過程如圖20 所示。此外，在拆卸連梁后，并未對(duì)試件更換連梁進(jìn)行再加載，而是進(jìn)行了純框架的擬靜力試驗(yàn)，這樣做主要是為了研究Y 型偏心支撐組合框架連梁部分和組合框架部分的的協(xié)同工作機(jī)制。在實(shí)際工程中，可以將受損連梁拆卸后更換新連梁，從而保證結(jié)構(gòu)的抗震需求。

圖20 剪切連梁拆卸過程Fig.20 Process of removing shear link

連梁未拆卸時(shí)，連梁由于剪切變形產(chǎn)生的水平剪力與框架側(cè)移產(chǎn)生的水平力相互平衡；當(dāng)連梁拆卸完成后，連梁的水平剪力消失，此時(shí)結(jié)構(gòu)中沒有與組合框架水平力相平衡的力。因此，試件在自身不平衡力作用下逐漸朝原位恢復(fù)。一方面，此時(shí)的水平荷載僅為14.6 kN，為峰值荷載的1.05%，殘余位移為4.2 mm(位移角為0.002 rad)，遠(yuǎn)小于結(jié)構(gòu)可修復(fù)臨界殘余位移角限值0.005 rad[35-36]，說明此時(shí)組合框架僅有輕微的塑性損傷，具有良好的可修復(fù)能力；另一方面，試件螺栓孔孔徑比螺栓直徑大3 mm，可以計(jì)算出試件最大可更換殘余位移為6 mm(位移角為0.0024 rad)[37]，大于試件的殘余位移，說明此時(shí)可以在不借助外力的情況下通過更換連梁來恢復(fù)結(jié)構(gòu)的抗震能力。此外，可以將連梁端板的上的螺栓孔設(shè)置成長(zhǎng)螺栓孔來進(jìn)一步地提升結(jié)構(gòu)的可更換能力。

3.2 再加載結(jié)果

3.2.1 加載方式

連梁拆卸完成后，保持位移為41.00 mm(位移角為1/50)加載三圈。之后每級(jí)位移角增量為1/300，每級(jí)加載3 圈，直至試件失效。

3.2.2 試驗(yàn)現(xiàn)象

當(dāng)框架的側(cè)移為41 mm(位移角為1/50)時(shí)，滯回曲線仍然穩(wěn)定，鋼梁翼緣處的撕裂裂紋未進(jìn)一步發(fā)展，屈曲變形未進(jìn)一步增加，樓板的裂紋也未發(fā)生變化；當(dāng)框架側(cè)移達(dá)到54.67 mm(位移角為1/37.5)時(shí)，鋼梁下翼緣變截面處的下翼緣板已經(jīng)完全斷開，并且裂紋向腹板延伸至腹板1/3 高度處，另一側(cè)受壓翼緣發(fā)生了非常明顯的面外屈曲，在往復(fù)加載過程中，撕裂裂紋已無法閉合，屈曲的鋼梁下翼緣無法拉直，柱底翼緣也產(chǎn)生輕微的面外屈曲變形，試件的承載力隨著循環(huán)次數(shù)的增加迅速降低至峰值承載力的80%以下，試件失效。試件的失效模式如圖21 所示。

圖21 試件失效模式Fig.21 Failure mode of test specimen

3.2.3 荷載-位移曲線

圖22 繪制了拆除連梁后試件的滯回曲線，可以發(fā)現(xiàn)：在加載初期，試件的滯回曲線飽滿且穩(wěn)定，且試件的水平承載力雖隨著框架側(cè)移的增大而增大，但水平承載力降低至未拆卸連梁試件的1/2 左右。當(dāng)側(cè)移角達(dá)到1/38 時(shí)，滯回曲線急劇退化，試件的承載力也下降至峰值承載力80%以下。說明在拆除連梁后，組合框架損傷很小，仍然具有穩(wěn)定的耗能能力。

圖22 試件滯回曲線Fig.22 Hysteresis curve of test specimen

4 設(shè)計(jì)建議

4.1 低屈服點(diǎn)鋼連梁設(shè)計(jì)

4.1.1 數(shù)值模擬

ZHUANG 等[17]對(duì)低屈服點(diǎn)鋼連梁進(jìn)行了一系列的試驗(yàn)研究和數(shù)值模擬，其研究結(jié)果表明：對(duì)于低屈服點(diǎn)鋼BLY160 加工而成的連梁，建議采用同時(shí)考慮隨動(dòng)強(qiáng)化和等向強(qiáng)化的混合強(qiáng)化材料本構(gòu)模型進(jìn)行模擬，并給出了相應(yīng)參數(shù)的取值建議，如表3 所示。本文采用通用有限元軟件ABAQUS(2018)對(duì)低屈服點(diǎn)鋼連梁開展數(shù)值模擬。在ABAQUS 中采用S4R 單元來模擬連梁?jiǎn)卧?，并忽略殘余?yīng)力和初始缺陷的影響[38-39]。在試驗(yàn)中，連梁與周圍結(jié)構(gòu)連接的高強(qiáng)螺栓在連梁失效前并未觀測(cè)到滑移，這與許立言[40]的研究結(jié)果相一致，因此認(rèn)為可以忽略邊界滑移對(duì)于連梁力學(xué)性能的影響，并在有限元模型中約束連梁一端所有節(jié)點(diǎn)的全部自由度。對(duì)于另一端的所有節(jié)點(diǎn)，約束除x方向的其他自由度，通過施加x方向的位移約束條件，實(shí)現(xiàn)連梁的位移加載。連梁有限元模型如圖23 所示。

表3 材料本構(gòu)參數(shù)Table 3 Parameters of material constitutive model

圖23 連梁有限元模型Fig.23 Finite element model of shear link

4.1.2 結(jié)果分析

圖24 為數(shù)值模型得到的連梁滯回曲線和骨架曲線。可以看到，在剪切變形很小時(shí)，連梁便已經(jīng)屈服進(jìn)入塑性階段，在圖中形成穩(wěn)定的滯回環(huán)耗能。表4 匯總了從骨架曲線中提取出連梁的屈服承載力、彈性剛度和極限承載力，并與ANSI/AISC 360-10[20]中相應(yīng)公式得到的結(jié)果進(jìn)行對(duì)比。可以看到規(guī)范公式可以準(zhǔn)確的預(yù)測(cè)連梁的屈服承載力、彈性剛度，但由于低屈服點(diǎn)鋼具有顯著的材料強(qiáng)化現(xiàn)象，規(guī)范中建議的超強(qiáng)系數(shù)取值(建議值為1.5)會(huì)顯著低估連梁的極限承載力，對(duì)與連梁相接的周邊構(gòu)件造成損傷。根據(jù)XU 等[18]的建議，將連梁超強(qiáng)系數(shù)改為3.0，此時(shí)則準(zhǔn)確預(yù)測(cè)低屈服點(diǎn)鋼連梁的極限承載力。此外，連梁的極限位移角能達(dá)到0.20 rad，顯著大于規(guī)范建議的0.08 rad，說明低屈服點(diǎn)鋼連梁極強(qiáng)的變形能力。

表4 連梁彈性剛度、屈服承載力和極限承載力對(duì)比Table 4 Comparison on elastic stiffness, yielding strength and ultimate strength of shear link

4.2 Y 型偏心支撐組合框架剛度及承載力

為分析偏心支撐的引入對(duì)結(jié)構(gòu)剛度及承載力的影響，表5 分別統(tǒng)計(jì)了試件兩次加載的彈性剛度以及首次加載試件達(dá)到屈服(位移角1/600)和極限承載力(位移角1/72.0)時(shí)，兩者的水平承載力。通過對(duì)表4 和表5 的數(shù)據(jù)分析可以發(fā)現(xiàn)：Y 型偏心支撐組合框架的力學(xué)參數(shù)(彈性剛度、屈服承載力、極限承載力)剛好等于組合框架的力學(xué)參數(shù)和連梁的力學(xué)參數(shù)之和，這說明Y 型偏心支撐組合框架的工作機(jī)制明確，連梁和組合框架之間相互影響很小，以線性疊加的共同工作形式共同抵抗外部水平荷載。

表5 試件彈性剛度、屈服承載力和極限承載力對(duì)比Table 5 Comparison on elastic stiffness, yielding strength and ultimate strength of test specimen

4.3 跨中混凝土板損傷

從4.2 節(jié)的分析可知，從整體受力上來看，Y 型偏心支撐組合框架的工作機(jī)制簡(jiǎn)單，可以視為連梁與組合框架部分的線性疊加，兩者相互影響較少，但是在試驗(yàn)中觀察到框架梁跨中的混凝土板還是發(fā)生了較為明顯的開裂現(xiàn)象，這主要是由于連梁的剪力在框架梁跨中引起了附加彎矩造成的。有必要進(jìn)行相應(yīng)的分析，定量的評(píng)估該附加彎矩對(duì)跨中混凝土板開裂的影響。

4.3.1 跨中混凝土裂縫寬度計(jì)算公式

圖25 為Y 型偏心支撐組合框架在側(cè)向荷載作用下的內(nèi)力分布圖，圖25 中：MB、MC分別代表梁柱節(jié)點(diǎn)處的彎矩和柱底彎矩。此外，由于組合梁中性軸和連梁剪力中心存在偏心距e0，連梁的剪力PSL對(duì)組合梁跨中會(huì)產(chǎn)生附加彎矩MB′，其大小可按照式(1)進(jìn)行計(jì)算：式(2)～式(3)進(jìn)行計(jì)算：

圖25 Y 型偏心支撐組合框架彎矩圖Fig.25 Moment diagram of Y-EBCF

式中： ψ為縱向受拉鋼筋應(yīng)變不均勻系數(shù)；Es為縱向受拉鋼筋彈性模量；c為鋼筋保護(hù)層厚度；ds和ρte分別為縱向受拉鋼筋直徑以及配筋率；ftk為混凝土軸心抗拉強(qiáng)度； σs為組合梁截面受負(fù)彎矩時(shí)，鋼筋產(chǎn)生的拉應(yīng)力，可按照式(4)進(jìn)行計(jì)算：

式中，WB,cr為開裂截面的抗彎剛度，不計(jì)入混凝土板的貢獻(xiàn)。從式(4)中也可以看到，若要有效地控制Y 型偏心支撐組合框架中跨中混凝土板的裂縫寬度，主要可以降低連梁剪力中心與框架梁中和軸之間的慣性矩e0或者增加框架梁截面的抗彎剛度。

4.3.2 公式驗(yàn)證

圖26 為本文試件的組合梁開裂截面參數(shù)，各符號(hào)的含義同第4.3.1 節(jié)一致。其中e0的大小為319 mm，等于中心軸到鋼梁底部的距離與剪切連梁高度的一半(由圖4 可知為155 mm)之和，將各個(gè)參數(shù)數(shù)值代入式(2)～式(4)可推導(dǎo)出跨中混凝土裂縫寬度計(jì)算公式，如式(5)所示：

圖26 組合梁截面參數(shù)Fig.26 Cross-section parameters of composite frame beam

將圖24 得到的每一級(jí)荷載作用下的連梁剪力PSL代入式(9)，可以得到各級(jí)荷載作用下公式預(yù)測(cè)的裂縫寬度。圖27 對(duì)比了預(yù)測(cè)的裂縫寬度和實(shí)際試驗(yàn)中得到的跨中裂縫跨度隨層間位移角的發(fā)展情況，可以看到兩者吻合良好。因此，本文提出的計(jì)算公式可以用于估計(jì)Y 型偏心支撐組合框架跨中混凝土板的開裂情況。

圖27 裂縫寬度結(jié)果對(duì)比Fig.27 Comparison on the predicted crack width and test result

5 結(jié)論

本文對(duì)一連梁可更換的Y 型偏心支撐組合框架進(jìn)行了擬靜力試驗(yàn)，在連梁損傷并退出工作后進(jìn)行拆除，并對(duì)拆卸完連梁的結(jié)構(gòu)進(jìn)行了再加載試驗(yàn)，得到如下結(jié)論：

(1) Y 型偏心支撐組合框架在位移角1/600 時(shí)便開始耗能，直至連梁失效，滯回環(huán)均飽滿且穩(wěn)定，具有穩(wěn)定的滯回性能和良好的耗能能力。

(2) 連梁在結(jié)構(gòu)位移角為1/42.9 時(shí)完全失效，此時(shí)框架結(jié)構(gòu)基本處于彈性狀態(tài)，拆除連梁后，結(jié)構(gòu)在自身不平衡力下可恢復(fù)至原位，試件的殘余位移角僅為0.002 rad，小于規(guī)范限值(0.005 rad)和最大可更換殘余位移角(0.0023 rad)，該結(jié)構(gòu)體系具有良好的震后可恢復(fù)能力。

(3) 對(duì)拆卸連梁后的組合框架進(jìn)行再加載，水平承載力顯著降低，僅為拆卸連梁前試件的1/2，但滯回曲線穩(wěn)定飽滿，試件仍然具有穩(wěn)定的承載能力和耗能能力。

(4) 可以采用AISC-360-16 的相關(guān)公式估算低屈服點(diǎn)鋼連梁的承載力，但超強(qiáng)系數(shù)建議提升至3.0，以防止周邊主體結(jié)構(gòu)破壞。

(5) Y 型偏心支撐組合框架的工作機(jī)制明確，組合框架部分和偏心支撐部分共同工作，相互影響較小，結(jié)構(gòu)體系的剛度和承載力等于組合框架部分和連梁部分的線性疊加。(6) 偏心支撐中連梁的剪力會(huì)引起組合框架梁跨中承受附加的彎矩，并導(dǎo)致跨中混凝土板的開裂，按本文所提出的公式可以較準(zhǔn)確的估計(jì)跨中混凝土板的裂縫寬度。