新型卷邊PEC柱-鋼梁BRS板部分自復位連接組合框架抗震性能數(shù)值模擬

季 云, 方有珍, 張志成, 黃志豪

(蘇州科技學院 江蘇省結構重點實驗室, 江蘇 蘇州 215011)

中國根據(jù)自身現(xiàn)有的科學水平與經濟條件,提出了“小震不壞,中震可修,大震不倒”的抗震設防思想.這一抗震設防思想要求建筑結構在遭遇設防烈度的地震后,其主體結構沒有大的破壞且通過修復后能夠重新投入使用.但由于地震作用存在不確定性及復雜性,結構有可能會遭受更大的地震作用,使得結構構件受損嚴重.雖然結構在遭受設防烈度的地震后可能沒有出現(xiàn)倒塌,但部分構件因產生較大的殘余變形而無法修復再使用,導致結構整體失去作用被推倒重建,造成了巨大的浪費.因此如何保證震后建筑結構的殘余變形不影響其正常使用功能,且主體受力構件不出現(xiàn)嚴重損傷,是提高結構的抗震性能、降低構件震后修復成本,從而實現(xiàn)結構預定性態(tài)設計目標的關鍵所在,由此自復位結構誕生了.自復位結構(self-centering structure)通過在主體構件上增設預拉桿和輔助耗能元件,使結構在震后實現(xiàn)自行復位、殘余變形顯著降低、主體構件受力損傷進程減緩并具有較好的耗能能力.

迄今為止,國內外已有許多關于自復位結構體系的研究成果.Perez等[1-2]提出了針對預制剪力墻與基礎間連接界面的新處理方式,即采用豎向無粘接預應力延性連接方式.該連接方式能夠有效傳遞豎向剪力,并能夠通過剪切屈服來耗能.Christopoulos等[3]提出了一種新型耗能支撐鋼框架結構,該結構在軸向大變形下未出現(xiàn)損傷,且具有良好的耗能能力和自復位功效,通過試驗研究發(fā)現(xiàn),在目標側移值范圍內,該結構實現(xiàn)了完全自復位.蔡小寧等[4]提出了一種新型自復位預應力預制框架節(jié)點形式(PTED),并對試件進行了低周往復加載試驗.結果表明:主體構件及節(jié)點區(qū)域在試驗過程中損傷較小,塑性變形主要集中于角鋼區(qū)域,卸載后節(jié)點區(qū)殘余變形較小,試件具有良好的自復位功效和震后可修復性.謝劍等[5]提出了一種鋼筋混凝土自復位剪力墻結構(RCW).該結構通過預應力鋼絞線將預制墻板與基礎連接成一個整體.擬靜力試驗結果表明:較現(xiàn)澆鋼筋混凝土剪力墻,自復位剪力墻試件滯回曲線呈“旗幟”形,殘余位移角較小,復位效果較好,但其滯回耗能能力較弱.

為了更好地實現(xiàn)結構自復位功效、耗能能力和安全冗余度的有機統(tǒng)一,基于課題組提出的部分自復位設計思想及現(xiàn)有研究成果,以一榀兩層新型卷邊PEC柱-鋼梁BRS板部分自復位連接組合框架為研究對象,考慮T形件對穿螺栓布置方式、BRS板T形件長圓孔尺寸、PEC柱頂軸力、柱腳連接方式4個設計參數(shù)進行有限元參數(shù)分析,系統(tǒng)研究該組合框架的抗震性能.

1 試件設計概況

1.1 設計理念

根據(jù)對自復位結構的現(xiàn)有研究成果,參照文獻[6]和文獻[7]中的部分自復位連接原理,利用有限元軟件ABAQUS對新型卷邊PEC柱-鋼梁BRS板部分自復位連接組合框架進行數(shù)值模擬分析和參數(shù)對比.

1.2 實驗試件設計

實驗試件設計見圖1.試件選取實際層高3 m的多層單跨框架結構的底部兩層為研究對象,基于蘇州科技大學江蘇省結構重點實驗室的設備條件,按1∶2縮尺比例制作.PEC柱采用Q235B卷邊鋼板組合截面,內填強度等級為C25的混凝土；鋼梁及蓋板采用Q345工字型鋼I25a,蓋板由工字型鋼剖分而成；BRS板T形件、填板等其他鋼構件采用Q235B鋼材；梁柱連接處,使用10.9級的M20高強螺栓將PEC柱與節(jié)點錨固板以及BRS板T形件連接；BRS板T形件與蓋板及梁翼緣采用10.9級的M18高強螺栓連接,預拉桿采用10.9級的M20長螺桿,兩端分別錨固在節(jié)點錨固板與梁腹板處的錨板上.

圖1 試件設計圖Fig.1 Design details of test specimens

2 有限元模型建立

2.1 試件模型設計

根據(jù)實驗試件各構件的材料選用情況及試件設計詳圖,并考慮T形件對穿螺栓布置方式、BRS板T形件長圓孔尺寸、PEC柱頂軸力、柱腳連接方式4個設計參數(shù),采用有限元設計軟件ABAQUS建立了5個有限元模型,以研究新型卷邊PEC柱-鋼梁BRS板部分自復位連接組合框架的抗震性能,具體參數(shù)設計見表1.試件編號設計中的A型試件對穿螺栓布置方式是在T形件翼緣單邊布置螺栓；B型試件對穿螺栓布置方式是在T形件翼緣內外雙邊布置螺栓.各試件預緊力設置為Ma/Md=0.65.

表1 試件主要設計參數(shù)

2.2 幾何模型

首先通過部件模塊創(chuàng)建各個部件,除預拉桿為三維可變形線性部件,其余部件均為三維可變形實體部件.然后通過裝配模塊將各部件組裝成整體,其中單邊布置對穿螺栓的試件,僅在T形件翼緣外側布置兩排D20高強螺栓,而雙邊布置對穿螺栓的試件,在T形件翼緣內側多布置一排螺栓,以更好地符合設計原理.

劃分網格時,預拉桿的單元類型為T3D2,即2節(jié)點線性三維桁架單元，其他鋼構件的單元類型均為C3D8R,即8節(jié)點線性六面體單元,并采用減縮積分及沙漏控制.有限元幾何模型見圖2.

圖2 試件幾何模型

2.3 材料本構

材料本構關系,即材料的應力與應變的關系.為了準確表達結構在地震作用下的響應,必須合理定義結構材料的本構關系.

2.3.1鋼材

鋼材簡化為理想的均質、各向同性材料,由于實際加載過程中高強螺栓與預拉桿均始終處于彈性階段,所以除了高強螺栓和預拉桿,其他鋼構件的本構模型均采用線性強化彈塑性模型,具體表達式如下：

(1)

式中:Es為鋼材彈性模量;σy為鋼材屈服應力;εy為鋼材屈服應變;Est為鋼材強化模量.

2.3.2混凝土

混凝土的本構關系采用單軸受壓的應力-應變曲線模型,同時考慮PEC柱鋼板組合截面對混凝土的約束加強作用,參照文獻[8]處理方式對混凝土的抗壓強度代表值、峰值壓應變及曲線形狀參數(shù)作了相應修正.

2.4 相互作用處理

相互作用設置了綁定和表面與表面接觸兩種.實際情況下焊接的部位均設置了綁定,如端板與柱上下端的接觸面.表面與表面接觸中,鋼材與混凝土法向設置為硬接觸，切向摩擦公式設置為罰,摩擦系數(shù)為0.33[9]；鋼材與鋼材僅摩擦系數(shù)設置不同于前者,其值為0.3[10].由于預拉桿為桁架單元,所以不考慮其與柱及混凝土之間接觸面的相互作用.

2.5 加載方案

水平荷載的施加采用位移加載方式,荷載施加點為兩柱頂上方110 mm(鉸支座轉軸)處的耦合點.前四個加載級分別取整體結構相對側移的0.375%(14 mm)、0.5%(18.7 mm)、0.75%(28.1 mm)、1%(37.5 mm).之后每級按整體相對側移的0.5%遞增,加載到5%為止,加載方案如圖3所示.

圖3 試件加載方案

3 模擬結果分析

3.1 試件滯回性能

通過對有限元模擬結果的處理分析,得到試件的整體滯回曲線,以此來研究組合框架的整體抗震性能,各試件滯回曲線如圖4所示.對圖4分析,可知:

圖4 試件滯回曲線

1) T形件單邊布置對穿螺栓的試件A-PPYFS1在加載初期未克服預拉桿預緊力,整體處于消壓狀態(tài).隨著加載的繼續(xù),節(jié)點受拉側梁端消壓完成,且很快克服BRS板與其上下表面間的微小摩擦力產生滑移,為試件提供微小耗能,滯回曲線耗能不明顯.當加載進行到整體側移δ=0.5%時,BRS板后排螺桿抵上孔壁,BRS板被拉伸,開始產生彈性變形.由于對穿螺栓單邊布置,T形件內側翼緣發(fā)生彈性翹曲變形,與柱表面脫離,影響了BRS板的受力進程.整體側移達到δ=1.5%時,BRS板進入屈服,滯回曲線開始產生明顯耗能,此時結構主體受力構件均處于彈性階段.隨著整體側移的不斷增加,BRS板拉伸屈服產生的殘余變形逐漸加大,當該殘余變形大于BRS板后孔螺桿與孔壁空隙時,在卸載過程中,BRS板發(fā)生反向受壓屈服耗能.當整體側移達到δ=2.5%時,下層柱節(jié)點受拉側和節(jié)點受壓側蓋板前排螺栓附近均有輕微屈服現(xiàn)象發(fā)生,整體側移達到3%時,受壓梁端也有屈服現(xiàn)象發(fā)生,試件耗能顯著增大.當整體側移達到δ=3.5%時,節(jié)點受壓側蓋板及鋼梁屈服范圍進一步擴大,受壓側鋼梁與加勁板焊縫處應力集中現(xiàn)象明顯.至加載結束,梁中截面未出現(xiàn)貫通屈服線,且殘余側移未超過0.5%,此時整體正向承載力達到了312.11 kN,反向承載力達到了315.32 kN,說明結構具有較好的自復位效果及延性,抗震性能好.

2) T形件雙邊布置對穿螺栓的試件B-PPYFS2的受力情況在加載初期與試件A-PPYFS1基本一致,但由于T形件翼緣雙邊布置對穿螺栓,翼緣始終貼緊PEC柱表面,BRS板屈服較早.當加載到整體側移δ=2.5%時,BRS板前排長圓孔螺桿抵上孔壁,鋼梁進入承壓型受力狀態(tài),實現(xiàn)預定設計思路,試件承載力開始明顯提升,鋼梁進入屈服早于試件A-PPYFS1,試件耗能明顯大于試件A-PPYFS1.至加載結束,整體正向承載力達到了377.35 kN,反向承載力達到了383.67 kN.

3) 試件B-PPYFS3受力情況在加載前期與試件B-PPYFS2基本一致,但由于BRS前孔尺寸為7.5m,大于試件B-PPYFS2,當整體側移達到δ=3.5%時,BRS板前排長圓孔螺桿才與孔壁相抵,此時鋼梁進入承壓型受力狀態(tài),因此其塑性發(fā)展進程慢于試件B-PPYFS2,復位效果較試件B-PPYFS2好,耗能能力略低.

4) 柱頂施加軸力的試件B-PPYFS4，其受力情況與試件B-PPYFS2基本一致.由于軸力的存在,試件B-PPYFS4下柱節(jié)點受拉側處較早進入屈服,當加載到整體側移δ=3%時,試件B-PPYFS4下柱節(jié)點受拉側屈服現(xiàn)象比試件B-PPYFS2明顯,耗能略大于試件B-PPYFS2,說明軸力引起的二階效應影響了連接的受力發(fā)展進程.

5) 由于試件B-PPYFS5柱腳固接,所以其整體抗側剛度和承載力遠高于試件B-PPYFS2,受力進程發(fā)展較快,殘余側移明顯大于試件B-PPYFS2,試件自復位效果較弱,但耗能能力較強.至加載結束,整體正向承載力達到了823.56 kN,反向承載力達到了825.66 kN.

3.2 節(jié)點滯回性能

節(jié)點連接部位性能對實現(xiàn)結構的整體性和有效傳力有著十分重要的作用.對模擬結果數(shù)據(jù)進行處理分析,得到各試件的節(jié)點滯回曲線,僅對各試件左下節(jié)點滯回曲線進行受力性能分析,具體節(jié)點滯回曲線如圖5所示.對圖5分析,可知:

圖5 節(jié)點滯回曲線Fig.5 Hysteresis curves of the joints

1) 試件A-PPYFS1在加載初期處于消壓狀態(tài),當節(jié)點彎矩達到-31.03 kN·m時,節(jié)點受拉側梁端消壓完成,隨后受拉側梁端很快克服BRS板與其上下表面間的微小摩擦力產生滑移,為節(jié)點提供微小耗能.當節(jié)點彎矩達到-52.52 kN·m時,BRS板后排螺桿抵上孔壁,BRS板被拉伸,開始產生彈性變形.由于T形件翼緣單邊布置螺栓,翼緣內側產生彈性翹曲變形,延緩BRS板進入屈服,當節(jié)點彎矩達到-109.86 kN·m(θ=1.1×10-2rad)時,BRS板開始屈服耗能,耗能能力有所提升.隨著加載的繼續(xù),BRS板拉伸屈服產生的殘余變形逐漸加大,當節(jié)點彎矩達到-159.8 kN·m(θ=1.94×10-2rad)時,BRS板殘余變形大于BRS板后孔螺桿與孔壁空隙,在卸載過程中,BRS板發(fā)生了反向受壓屈服耗能.當節(jié)點轉角達到θ=2.51×10-2rad(整體側移δ=3%)時,節(jié)點受壓側蓋板屈服明顯,受壓梁端也有屈服現(xiàn)象發(fā)生,且隨著節(jié)點轉角的不斷增加,屈服范圍也不斷擴大,節(jié)點耗能進一步增大.直至加載結束(整體側移δ=5%),節(jié)點殘余轉角均不超過5×10-3rad,且節(jié)點轉角最大達到了θ=4.78×10-2rad(反向),此時節(jié)點彎矩為269.61 kN·m,說明節(jié)點有良好的轉動能力及自復位功效.

2) 試件B-PPYFS2在加載前期的受力情況與試件A-PPYFS1基本一致,但由于T形件翼緣雙邊布置對穿螺栓,翼緣始終貼緊柱表面,BRS板屈服較早,當節(jié)點彎矩達到-80.55kN·m(θ=0.58×10-2rad)時,BRS板開始進入屈服耗能階段.當加載到節(jié)點轉角θ=2×10-2rad時,BRS板前排長圓孔螺桿抵上孔壁,鋼梁進入承壓型受力狀態(tài),實現(xiàn)預定設計思路,試件承載力明顯提升,此時,節(jié)點彎矩為-162.92 kN·m.隨著節(jié)點轉角的不斷增加,鋼梁早于試件A-PPYFS1進入屈服,耗能能力也明顯大于試件A-PPYFS1.直至加載結束,節(jié)點連接轉角最大達到了θ=4.21×10-2rad(反向),節(jié)點最大殘余轉角為5.6×10-3rad,且在整體側移δ=3.5%內,節(jié)點殘余轉角幾乎為0,說明節(jié)點具有良好的轉動能力和自復位功效.

3) 試件B-PPYFS3前期受力情況與試件B-PPYFS2基本一致.由于BRS前孔尺寸為7.5 m,大于試件B-PPYFS2,當加載到節(jié)點轉角θ=3×10-2rad時(整體側移δ=3.5%),BRS板前排長圓孔螺桿才與孔壁相抵,鋼梁進入承壓型受力狀態(tài),試件承載力開始明顯提升.至加載結束,節(jié)點最大殘余轉角均小于5×10-3rad,且在整體側移δ=4%內,節(jié)點殘余轉角幾乎為0,復位效果較試件B-PPYFS2好,耗能能力略低.

4) 試件B-PPYFS4節(jié)點受力性能與試件B-PPYFS2基本一致,但由于軸力的存在,在加載后期連接受力進程略有加快,耗能能力略大于試件B-PPYFS2.

5) 由于試件B-PPYFS5柱底固接,當其節(jié)點轉角達到θ=2×10-2rad時,BRS板前排長圓孔螺桿抵上孔壁,鋼梁進入承壓型受力狀態(tài),此時節(jié)點彎矩為-178.05 kN·m,大于試件B-PPYFS2.直至加載結束,節(jié)點連接轉角最大達到了θ=4.26×10-2rad(反向),在整體側移δ=3%內,節(jié)點殘余轉角幾乎為0,說明節(jié)點具有良好的轉動能力和自復位功效,但復位效果弱于試件B-PPYFS2,而下節(jié)點耗能能力與試件B-PPYFS2相當.

3.3 剛度退化

隨著水平循環(huán)荷載次數(shù)的不斷增加,試件結構的抗側剛度逐漸退化,直接反映出了結構的損傷進程.通過對模擬結果數(shù)據(jù)的處理,根據(jù)下式計算得到各試件的抗側峰值剛度:

(2)

不同參數(shù)對比的峰值剛度曲線如圖6所示.對圖6分析,可知:

圖6 試件峰值剛度曲線Fig.6 Peak stiffness curves of the specimen

1) 試件A-PPYFS1在整體側移達到0.5%前,由于BRS板后孔螺桿還未抵上孔壁,鋼梁處于摩擦滑移階段,剛度退化較快,當螺桿抵上孔壁后,BRS板開始受力,產生彈性拉伸變形,剛度退化有所減緩.當整體側移達到δ=3%時,下層柱節(jié)點附近和節(jié)點受壓側梁端及蓋板有明顯屈服現(xiàn)象發(fā)生,剛度退化加快,當整體側移達到δ=3.5%時,剛度退化開始趨于穩(wěn)定,直至加載結束,試件整體抗側峰值剛度為1.64 kN/mm.試件B-PPYFS2前期剛度退化趨勢與試件A-PPYFS1基本一致.當整體側移達到δ=2.5%時,BRS板前排長圓孔螺桿抵上孔壁,鋼梁進入承壓型受力狀態(tài),試件承載力明顯提升,抗側剛度明顯提高.至加載結束,試件整體抗側峰值剛度為1.98 kN/mm,大于試件A-PPYFS1.

2) 試件B-PPYFS3前期剛度退化趨勢與試件B-PPYFS2一致,由于其BRS前孔尺寸為7.5 m,大于試件B-PPYFS2,所以當加載到整體側移δ=2.5%時,試件B-PPYFS3耗能件BRS板前排長圓孔螺桿還未抵上孔壁,鋼梁未進入承壓型受力狀態(tài).當整體側移達到δ=3.5%時,BRS板前排長圓孔螺桿抵上孔壁,鋼梁進入承壓型受力狀態(tài),抗側剛度退化趨勢開始明顯減緩.直至加載結束,試件整體抗側峰值剛度為1.82 kN/mm,略小于試件B-PPYFS2,這是因為試件B-PPYFS3鋼梁進入承壓型受力較晚,對剛度退化的減緩作用略小于試件B-PPYFS2.

3) 試件B-PPYFS4剛度退化規(guī)律與試件B-PPYFS2基本一致.由于試件B-PPYFS4柱頂施加了軸力,所以其抗側剛度退化程度較試件B-PPYFS2略小.至加載結束,試件B-PPYFS4整體抗側峰值剛度為2.00 kN/mm,略大于試件B-PPYFS2.

4) 由于試件B-PPYFS5柱底固接,所以試件B-PPYFS5抗側剛度明顯高于試件B-PPYFS2.在整體側移δ=2%前,試件B-PPYFS5剛度退化較快,當整體側移達到δ=2%時,BRS板前排長圓孔螺桿抵上孔壁,鋼梁進入承壓型受力狀態(tài),抗側剛度退化趨勢開始明顯減緩,由于PEC柱腳已有明顯屈服,所以抗側剛度未如試件B-PPYFS2有明顯提升現(xiàn)象.至加載結束,試件整體抗側峰值剛度為4.47 kN/mm,大于試件B-PPYFS2.

3.4 耗能能力

試件結構在水平循環(huán)荷載下的滯回環(huán)面積體現(xiàn)了該試件結構耗能能力的大小.因此,通過對模擬結果數(shù)據(jù)的處理,得到各試件整體滯回耗能情況(即滯回環(huán)面積),來分析各試件的耗能能力.不同參數(shù)對比的滯回耗能規(guī)律曲線如圖7所示.

圖7 滯回耗能規(guī)律曲線Fig.7 Hysteretic energy-dissipation curves

對圖7分析,可知:

1) 在整體側移δ=1.5%前,試件A-PPYFS1處于彈性階段,基本沒有耗能,微小耗能主要由BRS板與其上下表面間的摩擦滑移提供.當整體側移達到δ=1.5%時,BRS板進入屈服耗能階段,耗能能力開始明顯增加.加載到整體側移δ=2.5%時,主體構件柱受拉側、節(jié)點受壓側蓋板前排螺栓孔附近均有屈服現(xiàn)象發(fā)生,耗能能力開始顯著增大.試件B-PPYFS2耗能曲線發(fā)展趨勢與試件A-PPYFS1基本一致,由于BRS板進入屈服相對較早,所以整體側移達到δ=1.5%時,已有明顯耗能.當整體側移達到δ=2.5%時,BRS板前排長圓孔螺桿抵上孔壁,鋼梁進入承壓型受力狀態(tài),節(jié)點蓋板及梁端屈服早于試件A-PPYFS1,耗能增長較快,且隨著屈服區(qū)域的不斷增大,試件B-PPYFS2耗能遠高于試件A-PPYFS1.

2) 試件B-PPYFS3耗能曲線發(fā)展趨勢與試件B-PPYFS2基本一致.由于BRS前孔尺寸為7.5m,大于試件B-PPYFS2,所以當加載到整體側移δ=2.5%時,試件B-PPYFS3耗能件BRS板前排長圓孔螺桿還未抵上孔壁,鋼梁未進入承壓型受力狀態(tài),耗能沒有快速增長趨勢.當整體側移達到δ=3.5%時,BRS板前排長圓孔螺桿抵上孔壁,鋼梁進入承壓型受力狀態(tài),耗能增長迅速.隨著加載的繼續(xù),主體構件屈服區(qū)域不斷增加,直至加載結束,試件B-PPYFS3鋼梁未出現(xiàn)貫通屈服線,塑性發(fā)展慢于試件B-PPYFS2,所以耗能能力也略低于試件B-PPYFS2.

3) 試件B-PPYFS4耗能規(guī)律曲線在加載前期與試件B-PPYFS2基本重合.因試件B-PPYFS4柱頂施加了軸力,加載后期連接受力進程略有加快,所以試件B-PPYFS4在加載后期耗能能力略大一些.

4) 由于試件B-PPYFS5柱腳固接,試件B-PPYFS2柱腳鉸接,所以試件B-PPYFS5受力進程發(fā)展較試件B-PPYFS2快.當整體側移達到δ=2%時,BRS板前排長圓孔螺桿抵上孔壁,鋼梁進入承壓型受力狀態(tài),鋼梁塑性發(fā)展進程加快,同時由于柱腳固接,PEC柱損傷明顯,耗能能力顯著增大,明顯大于試件B-PPYFS2.

3.5 殘余變形

試件殘余變形的大小反映了試件的自復位功效,因此,通過對模擬結果數(shù)據(jù)的處理,得到各試件的殘余變形,以此來分析試件的自復位功效,不同參數(shù)對比的殘余側移曲線如圖8所示.對圖8分析,可知:

圖8 殘余側移曲線

1) 在加載初期,試件A-PPYFS1主體構件梁柱處于彈性階段,試件耗能主要通過BRS板屈服實現(xiàn),由于預拉桿的自復位功效,殘余變形基本為0.當加載到整體側移到δ=3%時,主體構件柱受拉側、節(jié)點受壓梁端及蓋板前排螺栓孔附近屈服現(xiàn)象明顯,殘余變形開始明顯增加.直至加載結束,試件正反向殘余側移基本一致,均未超過0.5%,說明結構具有極好的自復位功效.在整體側移δ=2.5%前,試件B-PPYFS2與試件A-PPYFS1殘余變形基本一致,當加載到整體側移δ=2.5%時,BRS板前排長圓孔螺桿抵上孔壁,鋼梁進入承壓型受力狀態(tài),節(jié)點受壓側蓋板及梁端屈服較早,殘余變形明顯增大,隨著屈服區(qū)域的不斷加大,殘余變形發(fā)展趨勢快于試件A-PPYFS1.在整體側移δ=4.5%以內,殘余側移均未超過0.5%,說明試件具有很好的自復位效果.

2) 在整體側移δ=2.5%前,試件B-PPYFS3與試件B-PPYFS2殘余變形基本一致,當加載到整體側移δ=2.5%時,試件B-PPYFS3耗能件BRS板前排長圓孔螺桿還未抵上孔壁,鋼梁未進入承壓型受力狀態(tài),殘余變形沒有明顯增大趨勢.當整體側移達到δ=3.5%時,BRS板前排長圓孔螺桿抵上孔壁,鋼梁進入承壓型受力狀態(tài),構件屈服進程加快,殘余變形明顯增加,并隨著主體構件屈服區(qū)域的不斷擴大,殘余變形增長迅速.由于試件B-PPYFS3較晚進入承壓型受力狀態(tài),殘余變形在加載后期增長迅速,其最大殘余變形小于試件B-PPYFS2.

3) 在整體側移δ=2.5%前,試件B-PPYFS4與試件B-PPYFS2殘余變形基本一致,當加載到整體側移δ=2.5%時,試件B-PPYFS4下層柱節(jié)點受拉側已有微量屈服現(xiàn)象,殘余變形開始大于試件B-PPYFS2,但相差較小.直至加載結束,試件B-PPYFS2和B-PPYFS4整體最大殘余側移分別為0.7%和0.74%.略大于試件B-PPYFS2.

4) 由于試件B-PPYFS5柱腳連接方式為固接,柱腳損傷嚴重,導致試件B-PPYFS5殘余變形明顯高于試件B-PPYFS2,且塑性發(fā)展進程也較試件B-PPYFS2快.在整體側移δ=3%內,試件整體殘余側移未超過0.5%,說明試件自復位效果良好,但弱于試件B-PPYFS2.

3.6 應力分布

應力云圖可較為直觀地反映出試件的受力狀態(tài),通過截取ODB文件中的應力云圖,來對比分析各試件在受力過程中的相似性與差異性.由于試件B-PPYFS4與試件B-PPYFS2受力情況基本一致,所以不再對其進行對比分析,應力云圖如圖9所示.

對圖9分析,可知:

1) 由于試件A-PPYFS1T形件對穿螺栓單邊布置,當整體側移達到δ=0.75%時,T形件內側翼緣產生彈性翹曲變形,與柱表面脫離,影響了BRS板的受力進程,當整體側移達到δ=1.5%時,BRS板進入屈服耗能階段,如圖9a所示.至加載結束,梁中截面未出現(xiàn)貫通屈服線,說明結構具有較好的抗震性能.在加載初期,試件B-PPYFS2的受力情況與試件A-PPYFS1基本一致,但由于T形件對穿螺栓雙邊布置,T形件翼緣始終貼緊柱表面,BRS板較早進入屈服.當加載到整體側移δ=2.5%時,BRS板前排長圓孔螺桿抵上孔壁,鋼梁進入承壓型受力狀態(tài),試件承載力明顯提升.試件B-PPYFS2鋼梁承壓后,節(jié)點受壓側梁端屈服現(xiàn)象較試件A-PPYFS1更明顯,且隨著加載的繼續(xù),屈服區(qū)域不斷擴大,并逐漸往梁中截面延伸,到加載結束時下層鋼梁屈服區(qū)域已擴展到梁中,如圖9b所示.

2) 試件B-PPYFS3的受力情況在加載前期與試件B-PPYFS2基本一致,BRS板進入屈服現(xiàn)象如圖9c所示.由于BRS板前孔尺寸為7.5 m,大于試件B-PPYFS2,所以當加載到整體側移δ=2.5%,試件B-PPYFS3耗能件BRS板前排長圓孔螺桿還未抵上孔壁,鋼梁未進入承壓型受力模式,直至加載到整體側移δ=3.5%,BRS板前排長圓孔螺桿抵上孔壁,鋼梁進入承壓型受力狀態(tài).由于鋼梁塑性發(fā)展慢于試件B-PPYFS2,直至加載結束,梁中截面未出現(xiàn)貫通屈服線.

3) 由于試件B-PPYFS5柱腳固接,所以整體抗側剛度和承載力明顯高于試件B-PPYFS2,受力進程發(fā)展較快.當整體側移達到δ=0.66%時,BRS板開始進入屈服耗能階段,如圖9d所示.當加載到整體側移δ=2%時,左上節(jié)點BRS板前排長圓孔螺桿抵上孔壁,鋼梁進入承壓型受力狀態(tài),試件承載力明顯提升.試件B-PPYFS5節(jié)點受壓側蓋板及鋼梁受力進程明顯快于試件B-PPYFS2,到加載結束時上、下層鋼梁屈服區(qū)域已擴展到梁中,且上層尤為明顯,但并未出現(xiàn)全截面屈服現(xiàn)象,柱腳損傷嚴重.

4 結論

以一榀兩層新型卷邊PEC柱-鋼梁BRS板部分自復位連接組合框架為基本研究對象,考慮T形件對穿螺栓布置方式、BRS板T形件長圓孔尺寸、PEC柱頂軸力、柱腳連接方式4個設計參數(shù),利用有限元軟件ABAQUS建模并進行抗震性能的有限元模擬,對比分析得出以下結論:

1) T形件對穿螺栓單邊布置的試件由于翹拔作用明顯,極大程度延緩了自復位連接的受力發(fā)展進程,而實際工程中T形件雙邊對穿螺栓布置的試件較好實現(xiàn)了自復位連接“設計地震水平下利用BRS板屈服耗能,大震作用水平轉化為承壓型而繼續(xù)發(fā)揮主體構件性能”性態(tài)設計思路.

2) 加大BRS板T形件長圓孔尺寸使得試件進入承壓型受力模式滯后,相應影響了試件的抗震性能,其決定了部分自復位連接的性態(tài)設計目標.

3) PEC柱頂軸力的施加對試件初始剛度與承載力影響甚微,而后期二階效應會加快自復位連接受力發(fā)展進程.

4) 柱腳固接提高了試件結構的抗側剛度和承載能力,而柱腳塑性發(fā)展較快,從而影響結構的自復位功效.

5) 所有試件中的PEC柱-鋼梁BRS板部分自復位連接均能實現(xiàn)自復位功效、耗能能力和安全冗余度的有機統(tǒng)一.