高强钢组合偏心支撑框架抗震性能研究①

郭　艳， 苏明周， 胡长明

(西安建筑科技大学土木工程学院，陕西 西安 710055)



高强钢组合偏心支撑框架抗震性能研究①

郭艳， 苏明周， 胡长明

(西安建筑科技大学土木工程学院，陕西 西安 710055)

摘要：高强钢组合K型偏心支撑框架耗能梁段和支撑采用Q345钢，其余构件采用Q460钢，不仅能有效减小构件截面、节约钢材、降低造价，而且有助于推广高强钢的应用。为了比较高强钢组合K型偏心支撑框架与Q345钢K型偏心支撑框架的抗震性能，在试验研究的基础上，设计两组共8个不同层数的高强钢组合K型偏心支撑框架与Q345钢K型偏心支撑框架，并分别对其进行非线性静力推覆分析和动力时程分析，对比分析两种结构形式的承载力、刚度、延性以及地震作用下层间变形能力和耗能梁段。结果表明：在满足抗震性能要求的前提下，相同设计条件下高强钢组合K型偏心支撑框架变形略差于Q345钢K型偏心支撑框架，但是其构件截面较小，可以节省钢材，降低工程造价，具有较高的经济效益。

关键词：偏心支撑框架； 高强钢； 抗震性能； 有限元； 用钢量

0引言

偏心支撑框架结构兼有中心支撑框架结构的刚度以及钢框架结构的延性，利用耗能梁段的塑性变形耗散地震能量，是一种比较理想的抗震结构体系。以Popov为代表的国内外学者已对该结构形式进行了大量的试验和理论研究[1-5]。近年来随着钢结构的发展和生产工艺的提高，高强度钢已广泛应用于桥梁结构[6-8]，并逐渐应用到建筑结构中[9]。国内外学者已对高强钢结构体系进行了大量的研究，包括材料的本构关系、力学性能、残余应力分布和构件的受力性能等[10-13]。

高强钢组合偏心支撑框架耗能梁段(或耗能梁段和支撑)采用Q345 钢，其余构件采用Q460 钢。在大震作用下，结构通过耗能梁段的塑性变形进行耗能，框架梁、柱由于采用高强钢仍处于弹性或部分进入塑性，从而达到抗震设防的要求。

本文在单层单跨K型高强钢组合偏心支撑框架滞回性能试验研究的基础上，对相同设计条件下多个不同层数的K型高强钢组合偏心支撑框架和Q345钢K型偏心支撑框架模型进行非线性推覆分析和动力时程分析，将两种结构的抗震性能及用钢量进行对比。

1试验概况

1.1试验试件及加载

试验试件为一个1:2缩尺的单层单跨K型高强钢组合偏心支撑框架，层高1.8 m，跨度3.6 m，耗能梁段长600 mm，为剪切屈服型(eVp/Mp=1.45，其中：Mp和Vp分别为耗能梁段的塑性抗剪承载力和塑性受弯承载力)。试件各构件截面尺寸如表1所列。试件框架梁、柱、支撑采用Q460钢。耗能梁段采用Q345钢。钢材材性试验结果见表2。

表 1　构件截面尺寸

表 2　钢材材性试验结果

试验加载装置如图1所示。在低周往复循环荷载加载之前，将千斤顶于试件柱顶处施加400 kN的竖向荷载(轴压比为0.4)。水平往复荷载由作动器施加，循环加载采用力-位移混合控制，试件屈服前采用力控制，每级荷载增加100 kN，试件屈服后采用位移控制，按Δy、2Δy、3Δy、……的方式加载，每级位移循环三次，直至试件破坏，其中Δy为屈服位移。试验加载制度如图2所示。

图1　试验加载装置Fig.1　Loading device for test

图2　试验加载制度Fig.2　Loading approach

1.2试验现象

试件加载过程中，在力控制加载阶段，试件除耗能梁段和框架柱的倾斜变形外无其他明显现象，当水平荷载加载至500 kN，柱顶位移达到10.19 mm时，耗能梁段的腹板和翼缘相继屈服，试件随即进入位移控制加载阶段。

在位移控制加载阶段，在1Δy和2Δy位移循环中，当位移柱顶达到17.47 mm时耗能梁段的腹板和翼缘全部进入塑性，并且支撑-框架梁节点处的焊缝出现掉皮现象；在3Δy位移循环中，耗能梁段腹板与上翼缘处的焊缝出现掉皮；在3.5Δy位移第三圈循环中，耗能梁段各区格的腹板出现不同程度的屈曲现象；在4Δy位移循环第三圈中，当柱顶位移达到35.54 mm时，耗能梁段自东向西第五区格的腹板沿区格边缘断裂，耗能梁段基本退出工作，试验结束。此时试件的框架梁、柱处无明显破坏现象，通过测量，可知试件的两个支撑均有不同程度的剪切变形。试件破坏形态如图3所示。

图3　试件破坏形态Fig.3　Failure pattern of specimen

1.3滞回曲线及耗能梁段变形

图4给出了试验试件的滞回曲线及骨架曲线。试件的滞回曲线饱满稳定，呈梭形，试件屈服前其加载和卸载时曲线基本呈线性变化；试件屈服后，随着加载位移的增大，滞回环愈加饱满，面积逐渐变大，试件所耗散的能量呈增大趋势。从滞回曲线上可以看出，K型高强钢组合偏心支撑框架具有良好的耗能能力。

图4　试件滞回曲线Fig.4　Hysteretic of specimen

试件耗能梁段的最大转角γm、最大塑性转角γp,m、屈服剪力Vy、最大剪力Vm如表3所列。

表 3　耗能梁段转角及剪力

表4给出了试件屈服荷载Py、极限荷载Pu、屈服位移Δy、极限位移Δu及延性系数μ。可以看出，试件的延性系数达到了3.928，说明K型高强钢组合偏心支撑框架具有较好的延性，破坏时的层间侧移角为1/45，满足《建筑抗震规范规范》(GB50011-2010)[14]的弹塑性层间侧移角限值1/50的规定。

表 4　试验结果

2有限元模型

2.1模型设计

根据《建筑抗震规范规范》(GB50011-2010)和《高层民用建筑钢结构技术规程》(JGJ99-98)[15]，分别设计两组共8个偏心支撑框架原型结构：第一组为4个不同层数的Q345钢K型偏心支撑框架，层数分别为8层、12层、16层和20层；第二组为4个不同层数的K型高强钢组合偏心支撑框架，耗能梁段及支撑采用Q345钢，其他构件采用Q460钢，层数分别为8层、12层、16层和20层。两组偏心支撑框架的设计条件完全相同：抗震设防烈度为Ⅷ度(0.3g)，地震分组为第二组，Ⅱ类场地，层高均为3.6 m，X方向5跨，Y方向3跨，跨度均为6 m。耗能梁段均为剪切屈服型，且耗能梁段的长度比值均取为1.2(eVp/Mp=1.2，e为耗能梁段长度)。结构平面布置图如图5所示。在满足规范要求前提下，各构件截面的选择遵循层数相同的高强钢组合偏心支撑框架与Q345钢偏心支撑框架相对应构件的应力比尽量接近的原则，从而使两种结构形式具有可比性，各原型结构构件截面如表5所列(其中□表示箱形截面)，耗能梁段长度如表6所列。

选取带有偏心支撑的Y方向最外边整榀框架(图5)建立有限元模型，模型分组及编号见表7。所有模型均采用有限元软件ABAQUS进行非线性分析。

图5　结构布置图Fig.5　Plan of the structure

表 5　构件截面尺寸(单位：mm)

表 6　耗能梁段长度 (单位：mm)

表 7　模型分组及编号

2.2模型建立

模型的耗能梁段均采用壳单元进行网格划分，其余构件采用梁单元，利用MPC约束使梁单元与壳单元建立连接。有限元模型如图6所示(以8层模型为例)。

图6　有限元模型Fig.6　Finite element model

模型K-1、K-2、K-3及K-4的所有构件均采用Q345钢，模型HK-1、HK-2、HK-3、HK-4的耗能梁段、支撑采用Q345钢，框架梁、柱采用Q460钢。钢材屈服强度使用名义值，材料本构模型选用考虑包辛格效应的双线性随动强化模型，切线模量Et=0.01E。钢材的弹性模量E=2.06×105MPa，泊松比μ=0.3。

约束柱脚底部全部自由度以考虑柱脚与基础刚接，约束框架梁的平面外自由度以考虑次梁、楼板的作用，模型柱顶均施加0.4Ny(Ny为柱全截面屈服时所承受压力)的竖向荷载。模型均未考虑材料缺陷和焊接残余应力的影响，打开程序大变形效应以考虑P-Δ效应对高层结构的影响。

2.3有限元验证

为保证本文所用有限元分析模型的正确性，使用ABAQUS建立本文第1节中试验试件的有限元模型，并将有限元计算结果与试验结果进行对比(图7)。

图7　试验试件和有限元模型Fig.7　Experimental specimen and finite element model

图8给出了有限元模拟的滞回曲线及骨架曲线与试验曲线的对比。有限元模型的滞回曲线及骨架曲线和试验曲线变化趋势大致相同，总体上吻合得较好，有限元模型的骨架曲线略高于试验曲线。表8给出了有限元计算结果和试验结果的比较。有限元模型的屈服荷载为494.44 kN，与试验值较接近。由于有限元模型未考虑材料缺陷及断裂，使其比试验试件更理想化，因此其极限承载力略高于试验值。总体上讲，有限元计算结果比较可靠，可用来进行本文所有模型的非线性分析。

图8　有限元模拟曲线与试验曲线的对比Fig.8　Comparison between finite element analysis curves 　　　 and test curves

表 8　有限元计算结果和试验结果的比较

3静力推覆分析(Pushover)

Pushover分析方法作为一种进行结构地震反应分析的简化方法，在一定条件下可以较为准确、简便地评估结构的抗震性[16]。它采用倒三角加载方式，对模型进行静力推覆，当满足下列条件之一时认为结构破坏：(1)极限承载力下降到最大承载力的85%；(2)结构最大层间侧移角达到5%[17]。

当模型达到极限状态时，各模型除耗能梁段完全进入塑性外，底层柱脚及非支撑跨的部分框架梁梁端也进入塑性，且Q345钢偏心支撑框架耗能梁段、非支撑跨框架梁梁端进入塑性的程度更大。图9给出了由Pushover得到的结构基底剪力与顶层水平侧移的曲线。Pushover曲线反映出的关键性能数据如表9所列。与相同层数的K系列模型相比，HK系列模型的弹性刚度较小，屈服位移大于前者，原因在于K型高强钢组合偏心支撑框架的框架梁、柱采用高强钢，构件截面减小，使结构抗侧刚度变小。随着结构楼层数的增加，HK系列模型的极限承载力略高于K系列模型。K型高强钢组合偏心支撑框架的延性略低于Q345钢K型偏心支撑框架，主要原因为前者屈服位移较大。

走廊里，蒋大伟一边走一边打手机：五哥，我是大伟。手机里的声音：大伟，啥事？蒋大伟神色严峻：有件事想求五哥帮忙，我今天拉了一位女顾客，是个大学生，她想到兰江大桥跳桥自杀，我想让她放弃自杀，可好说歹说她也不听，现在我就要去兰江大桥了，想求五哥和哥们帮个忙，在兰江大桥下面救下这位女大学生。手机里沉默着，五哥好像在静静地听着，蒋大伟急了：五哥，你在听吗？五哥的声音：救人一命胜造七级浮屠，咱老百姓没钱没权，就剩一条命金贵了！还能见死不救？大伟，说吧，想让五哥怎么做？蒋大伟说：五哥你听着！一小时后叫哥们把车都开到兰江大桥下面。

表 9　模型性能参数

4动力时程分析及计算结果

4.1地震波选择

为了比较Q345钢K型偏心支撑框架和高强钢组合K型偏心支撑框架的抗震性能，对所有模型进行非线性动力时程分析，对比模型在地震作用下的变形能力以及耗能梁段的转动能力。所有模型具有相同的场地条件和特征周期，根据《建筑抗震设计规范》对时程分析选取地震波的要求，以及模型地震分组和场地类型条件，从太平洋地震工程研究中心严格筛选了10条不同频谱特性的天然地震波，如表10所列。

4.2计算结果分析

图10为小震作用下(Ⅷ度多遇)各模型的最大层间侧移角平均值包络图。从图中可以看到，除20层模型的个别楼层外，HK系列模型的最大层间侧移角平均值要略大于相同层数的K系列模型，其中HK-1的最大层间侧移角比K-1大11%，HK-2比K-2大14%，HK-3比K-3大2.5%，HK-4比K-4大2.7%。原因在于K型高强钢组合偏心支撑框架模型的构件截面小于Q345钢K型偏心支撑框架模型，因此前者的抗侧刚度小于后者。虽然HK系列模型的最大层间侧移角略大，但所有模型的最大层间侧移角均满足抗震规范弹性层间侧移角限值1/250的要求。

图9　模型Pushover曲线Fig.9　Pushover curves of models

地震事件地震记录震级震源深度/kmPGA/gPGV/(cm·s-1)ImperialValley117ElCentroArray#9,IMPVALL/I-ELC18078.30.31329.8KernCounty1095TaftLincolnSchool,KERN/TAF0217.4410.15615.3Chi-Chi,TaiwanTCU095,ChiChi/TCU095-W7.643.40.37962Northridge24278Castaic-OldRidgeRoute,NORTHR/ORR0906.720.10.56852.1Friuli,Italy8012Tolmezzo,FRIULI/A-TMZ2706.515.50.31530.8LomaPrieta47006Gilroy-GavilanColl,LOMAP/GIL0676.9100.35728.6CapeMendocino89324RioDellOverpass-FF,CAPEMEND/RIO360714.30.54942.1Landers22170JoshuaTree,LANDERS/JOS0007.3110.27427.5KobeJapan0KJMA,KOBE/KJM0906.910.59974.3SuperstitnHills01335ElCentroImp.Co.Cent,SUPERST/B-SUP1356.55.60.89442.2

图10　小震作用下最大层间位移角平均值包络图Fig.10　Envelope diagram of mean maximum story drift　　　　angle of each model during small earthquakes

图11为Ⅷ度中震作用下所有模型的最大层间侧移角平均值包络图。中震作用下模型的层间侧移变化趋势大致与小震作用下相同，与Q345钢偏心支撑框架模型相比，除HK-1与K-1的最大层架侧移角平均值较接近外，K型高强钢组合偏心支撑的最大层间侧移角略大，其中HK-2与K-2的层间侧移角相差最大，约为15%。所有模型的最大层间侧移角均满足抗震规范弹塑性层间侧移角1/50的要求。

图11　中震作用下最大层间位移角平均值包络图Fig.11　Envelope diagram of mean maximum story drift　　　　angle of each model during moderate earthquakes

Ⅷ度大震作用下各模型最大层间侧移角平均值包络图如图12所示。大震作用下，K型高强钢组合偏心支撑框架模型最大层间侧移角平均值高于相同层数Q345钢偏心支撑框架模型的相应值，这是由于前者的构件截面小，结构整体的抗侧刚度小于后者，因此其层间变形要比后者显著。虽然两种结构的层间侧移角不同，但均小于抗震规范中规定的弹塑性层间侧移角限值1/50，因此两者均满足抗震规范有关层间侧移的规定。

图12　大震作用下最大层间位移角平均值包络图Fig.12　Envelope diagram of mean maximum story drift　　　　 angle of each model during large earthquakes

在小震作用下，各模型耗能梁段均处于弹性阶段，在中震和大震作用下，耗能梁段进入塑性耗散地震能量。大震作用下各模型耗散能量的对比如图13所示。从图中可以看出，除模型HK-3外，高强钢组合K型偏心支撑框架耗散的地震能量略低于Q345钢偏心支撑框架，且两者耗散能量的差值随着楼层数的增加而增加，说明前者的耗能能力略差于后者。

图13　耗散能量对比Fig.13　Energy dissipation comparison of models

表 11　耗能梁段塑性转角

5用钢量对比

在建筑结构满足设计规范的前提下，节约钢材、降低造价，无疑对提高工程经济效益具有重要意义。

Q345钢K型偏心支撑框架及K型高强钢组合偏心支撑框架原型结构的用钢量如图14所示。K型高强钢组合偏心支撑框架中，耗能梁段和支撑采用Q345钢，其余构件采用Q460钢，由于框架梁、柱采用高强钢，其截面尺寸减小，可节省钢材。通过图14可以看出，相同设计条件下K型高强钢组合偏心支撑框架比Q345钢K型偏心支撑框架用钢量小。比较各模型原型结构用钢量，HK-1相对K-1节省了28.1%，HK-2相对K-2节省了18.2%，HK-3相对K-3节省了12.5%，HK-4相对K-4节省了7.8%。随着楼层层数的增加，钢材节约百分数变小，原因在于结构对抗侧刚度的要求随结构楼层数的增加而提高，K型高强钢组合偏心支撑框架由于其构件截面小，抗侧刚度小于同等设计条件下的Q345钢K型偏心支撑框架，楼层越高，其节省钢材的优势逐渐变小。

图14　用钢量对比Fig.14　Steel weight comparison

综上，在满足设计规范的前提下，K型高强钢组合偏心支撑框架比相同设计条件下的Q345钢K型偏心支撑框架构件截面小，可节省钢材，降低造价，具有较高的经济效益。

6结论

本文在单层单跨K型高强钢组合偏心支撑框架滞回性能试验研究的基础上，设计了两组Q345钢K性偏心支撑框架和K型高强钢组合偏心支撑框架结构模型，并分别对结构进行了非线性静力推覆分析和动力时程分析，得到如下结论：

(1) 相同设计条件下K型高强钢组合偏心支撑框架的弹性刚度和延性略低于Q345钢偏心支撑框架。随着楼层数的增加，前者的极限承载力将高于后者。

(2) 在地震作用下，K型高强钢组合偏心支撑框架和Q345钢偏心支撑框架的层间侧移均满足抗震规范的限值要求，但前者的层间变形略大，原因在于前者框架梁、柱采用高强钢，构件截面减小，使结构抗侧刚度降低。

(3) 罕遇地震作用下，K型高强钢组合偏心支撑框架和Q345钢偏心支撑框架耗能梁段塑性转角符合规范限值的规定，但前者更大，这是由于其构件截面小，结构地震作用下的层间变形较大。

(4) 在满足设计规范的前提下，K型高强钢组合偏心支撑框架与Q345钢K型偏心支撑框架相比，前者构件截面小，可节省钢材，降低造价，具有较高的经济效益。

参考文献(References)

[1]Roeder C W,Popov E P.Eccentrically Braced Steel Frames for Earthquake[J].Journal of Structural Division,1978,104(3):391-412.

[2]Hjelmstad K D,Popov E P.Characteristics of Eccentrically Braced Frames[J].Journal of the Structural Engineering,1982,110(2):340-353.

[3]Bosco M,ROSSI P P.Seismic Behaviour of Eccentrically Braced Frames[J].Engineering Structures,2009,31(3):664-674.

[4]Lin K C，Lin C C J, Chen J Y,et al.Seismic Reliability of Steel Framed Buildings[J].Structural Safety,2010,32 (3)：174-182.

[5]石永久,熊俊,王元清,等.多层钢框架偏心支撑的抗震性能试验研究[J].建筑结构学报,2010,31(2):29-34.

SHI Yong-jiu,XIONG Jun,WANG Yuan-qing,et al.Experimental Studies on Seismic Performance of Multi-storey Steel Framewith Eccentric Brace[J].Journal of Building Structure,2010,31(2):29-34.(in Chinese)

[6]Miki C,Homma K,Tominaga T.High Strength and High Performance Steels and Their use in Bridge Structures[J].Journal of Constructional Steel Research,2002,58 (1)：3-20.

[7]Wasserman E P.Optimization of HPS 70W Applications[J].Journal of bridge engineering,2002,7 (1)：1-5.

[8]Azizinamini A,Barth K,Dexter R,et al.High Performance Steel:Research Front——Historical Account of Research Activities[J].Journal of Bridge Engineering,2004,9 (3)：212-217.

[9]施刚,石永久,王元清.超高强度钢材钢结构的工程应用[J].建筑钢结构进展,2008,10(4):32-38.

SHI Gang,SHI Yong-jiu,WANG Yuan-qing.Engineering Application of Ultra-High Strength Steel Structures[J].Progress in Steel Building Structures,2008,10(4):32-38.(in Chinese)

[10]Green P S,Sause R,Ricles J M.Strength and Ductility of HPS Flexural Members[J].Journal of Constructional Steel Research,2002,58(5/6/7/8):907-941.

[11]班慧勇,施刚,石永久,等.超高强度钢材焊接截面残余应力分布研究[J].工程力学,2008,25(增刊2):57-61.

BAN Hui-yong,SHI Gang,SHI Yong-jiu,et al.Study on the Residual Stress Distribution of Ultra-high-strength-steel Welded Sections[J].Engineering Mechanics,2008,25(Suppl.2):57-61.(in Chinese)

[12]戴国欣,王飞,施刚,等.Q345与Q460结构钢材单调和循环加载性能比较[J].工业建筑,2012,42(1):13-17.

DAI Guo-xin,WANG Fei,SHI Gang,et al.Comparison of Monotonic and Cuclic Performances of Structural Steel Q345 and Q460[J].Industrial Construction,2012,42(1):13-17.(in Chinese)

[13]李国强,闫晓雷,陈素文.Q460高强钢焊接箱形压弯构件极限承载力试验研究[J].土木工程学报2012,45(8):67-73.

LI Guo-qiang,YAN Xiao-lei,CHEN Su-wen.Experimental Study on the Ultimate Bearing Capacity of Welded Box-section Columns Using Q460 High Strength Steel in Bending and Axial Compression[J].China Civil Engineering Journal,2005,38(2):27-31.(in Chinese)

[14]中华人民共和国住房和城乡建设部.GB50011-2010，建筑抗震设计规范[S].北京:中国建筑工业出版社,2010.

Ministry of Housing and urban-Rural Development of the PRC,GB50011-2010,Code for Seismic Design of Buildings[S].Beijing:China Architecture& Building Press,2010.(in Chinese)

[15]中国建筑技术研究院.JGJ 99-98,高层民用建筑钢结构技术规程[S].北京:中国建筑工业出版社,1998.

China Architecture Technology Institute.JGJ 99-98,Technical Specification for Steel Structure of Tall Buildings[S].Beijing:China Architecture& Building Press,1998.(in Chinese)

[16]刘晶波,王文晖,赵冬冬,等.循环往复加载的地下结构Pushover分析方法及其地震损伤分析中的应用[J].地震工程学报,2013,35(1):21-28.

LIU Jing-bo,WANG Wen-hui,ZHAO Dong-dong,et al.Pushover Analysis Method of Underground Structures under Reversal Load and Its Application in Seismic Damage Analysis[J].China Earthquake Engineering Journal,2013,35(1):21-28.(in Chinese)

[17]Ellingwood B R.Earthquake Risk Assessment of Building Structures[J].Reliability Engineering and System Safety,2001,74(3):251-262.

[18]AISC341-10,Seismic Provision for Structure Steel Buildings[S].Chicago: American Institute of Steel Construction,2010.

Seismic Performance of High-strength-steel Composite Eccentrically Braced Frames

GUO Yan, SU Ming-zhou, HU Chang-ming

(SchoolofCivilEngineering,Xi’anUniversityofArchitectureandTechnology,Xi’an710055,Shaanxi,China)

Abstract:In high-strength-steel composite eccentrically braced frames (HSS-EBFs), links and braces are made of Q345 steel, whereas other structural members are made of Q460 steel. This structure can reduce member section sizes and thus the weight of the steel and achieve improved economic efficiency by reducing the amount of steel used and applying HSS. To compare the seismic performance of K-type HSS-EBFs (K-HSS-EBFs) with traditional K-type EBFs (K-EBFs), in this study, we designed four K-HSS-EBFs and four K-EBFs of different structural heights. We used nonlinear static pushover analysis and nonlinear dynamic analyses to investigate the seismic performance of the K-HSS-EBF and K-EBF models. The results indicate that both K-EBFs and K-HSS-EBFs well satisfy seismic requirements and that the deformation of the K-HSS-EBFs was more obvious than that of the K-EBFs. However, the comparatively smaller member section sizes of the K-HSS-EBFs can reduce the steel weight and project building costs.

Key words：eccentrically braced frames; high strength steel; seismic performance; finite element; steel weight

DOI:10.3969/j.issn.1000-0844.2016.02.0176

中图分类号:TU391

文献标志码：A

文章编号:1000-0844(2016)02-0176-09

作者简介：郭艳，女，博士研究生，主要从事钢结构稳定及抗震研究。E-mail:newmanguoyan@126.com。通信作者：苏明周，男，教授，博士，博导，主要从事钢结构稳定与抗震、新型结构体系受力性能和设计理论研究。E-mail:sumingzhou@163.com。

基金项目：国家自然科学基金项目(51178382)

收稿日期:①2015-05-19