裝配式三層K形偏心支撐鋼框架抗震性能研究

高鑫，王新武，余永強，時強，蘇進，王德藝

（1.河南理工大學 土木工程學院，河南 焦作 454000；2.河南省新型土木工程結(jié)構(gòu)國際聯(lián)合實驗室，河南 洛陽 471023；3.河南方圓工業(yè)爐設計制造有限公司，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)的應用優(yōu)勢和中國速度。2019年，國家住房和城鄉(xiāng)建設部首次明確并批復同意河南、山東等7省開展鋼結(jié)構(gòu)裝配式住宅試點工作。同時，《裝配式鋼結(jié)構(gòu)住宅建筑技術標準》JGJ／T469-2019發(fā)布，自2019年10月1日起實施，鋼結(jié)構(gòu)裝配式住宅應用迅速駛?cè)肟燔嚨溃?］。

裝配式鋼框架梁柱節(jié)點采用高強螺栓連接，這種連接形式比焊接節(jié)點延性大［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)“強柱、強支撐、弱耗能梁段”的設計理念。地震作用下，耗能梁段率先屈服，耗散地震能量，有效保護支撐，不首先發(fā)生屈曲或后屈曲，實現(xiàn)了多道設防的抗震目標［3］。

E.P.Popov等［4-7］自20世紀70年代開始開展了大量的偏心支撐鋼框架試驗，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計方法。這些研究成果為偏心支撐框架體系在高層鋼結(jié)構(gòu)建筑中的應用奠定了重要的理論基礎。

錢稼茹等［8-9］最早在國內(nèi)開展偏心支撐鋼框架試驗，對單層單斜桿式偏心支撐鋼框架在EI Centro（1940NS）地震波作用下進行擬動力加載試驗，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)，耗能梁段通過高強螺栓連接為震后修復或更換提供了方便。

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研究，并在此基礎上開展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理，為工程應用提供科學依據(jù)。

1 試驗

1.1 試驗目的

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荷載作用下的試驗現(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

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

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

1.3 試件設計

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)設計標準》GB 50017-2017［12］和《建筑抗震設計規(guī)范》GB50011-2010［13］進行設計，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摩擦型高強螺栓連接，螺栓預緊力為170 kN?？蚣苤捎?個M40地錨螺栓緊固于實驗室剛性地面。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，防止框架在試驗過程中發(fā)生平面外失穩(wěn)。裝配式偏心支撐鋼框架試驗現(xiàn)場如圖1所示。

圖1 試驗現(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，試驗中軸壓恒定在200 kN。通過水平方向的作動器施加往復荷載，往復荷載的方向與頂層梁軸線保持一致。試驗采用力-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)測關鍵部位的應變值，達到材性試驗的屈服應變時將頂層水平位移作為位移級差δy，每級位移3次往復循環(huán)，試件破壞或產(chǎn)生明顯的塑性變形時立即停止加載［14］。試驗加載裝置和試驗加載制度如圖2～3所示。

圖2 試驗加載裝置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測點的位移。為了對框架進行力學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、關鍵部位的高強螺栓桿表面和反力較大的柱腳等關鍵位置黏貼應變花和應變片，并使用DH816N靜態(tài)應變測試系統(tǒng)測定各位置應變數(shù)值，測量方案如圖4所示。

圖3 試驗加載制度Fig.3 Loading protocols of test

圖4 測量方案Fig.4 Loading protocol

1.5 試驗現(xiàn)象

試驗現(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)點平齊式端板與H型鋼連接焊縫處會產(chǎn)生較大的焊接應力，導致焊縫發(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，主要原因是高強螺栓預緊力松弛，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依次相連得到的包絡曲線，稱為骨架曲線，試驗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，進入屈服以后，非線性關系愈加明顯?？蚣茉谶_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-位移關系曲線的割線剛度，進入塑性承載狀態(tài)后，荷載-位移關系表現(xiàn)出明顯的非線性特征［15］。本次試驗加載方式為循環(huán)往復加載，框架承載力與對應位移有正負之分，所以其割線剛度根據(jù)同一荷載等級下正負方向荷載絕對值和對應位移絕對值之比計算，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。

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

在試驗研究基礎上，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體單元（C3D8R）和楔形實體單元（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)省計算資源，高強螺栓采用線性梁單元（B31）建模，高強螺栓的模擬使用多點約束（MPC）方式，螺栓桿兩端與螺栓孔周圍應用MPC約束，預先在Part功能模塊中創(chuàng)建一維Wire部件，并為其設置相應的梁單元截面屬性，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體單元連接計算模型，如圖11所示，螺栓孔直徑d＝22 mm，螺栓孔周圍截面均分為24個實體單元，共48個節(jié)點，1個梁節(jié)點，每個節(jié)點均有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 應力分布

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

圖12 耗能梁長度400 mm模型應力云圖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均有捏縮現(xiàn)象。與試驗相比，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雜的實際試驗條件有關，試驗數(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，有限元模型和試驗的耗能能力同時增強。極限狀態(tài)下，有限元模型的耗能能力僅高于試驗4.37%，有限元模型計算結(jié)果與試驗結(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。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力狀態(tài)復雜，應通過構(gòu)造措施保證端板焊縫質(zhì)量。

（3）設置了相同耗能梁長度（e＝400 mm）的有限元模型和試驗在滯回曲線、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）試驗結(jié)果豐富了裝配式偏心支撐鋼框架抗震設計方面的研究，裝配式偏心支撐框架在震后修復可直接更換耗能梁段，修復方便經(jīng)濟，同時，合理的設計能夠使框架整體質(zhì)量更輕，經(jīng)濟效益良好，具有廣闊的發(fā)展空間。