装配式三层K形偏心支撑钢框架抗震性能研究

2021-10-25高鑫王新武余永强时强苏进王德艺

河南理工大学学报(自然科学版) 2021年5期

高鑫，王新武，余永强，时强，苏进，王德艺

（1.河南理工大学土木工程学院，河南焦作 454000；2.河南省新型土木工程结构国际联合实验室，河南洛阳 471023；3.河南方圆工业炉设计制造有限公司，河南洛阳 471000）

0 引言

在2020年爆发新型冠状病毒肺炎疫情时，武汉火神山、雷神山医院采用装配式钢结构建造，仅用10天左右即交付使用，再次显示了装配式钢结构的应用优势和中国速度。2019年，国家住房和城乡建设部首次明确并批复同意河南、山东等7省开展钢结构装配式住宅试点工作。同时，《装配式钢结构住宅建筑技术标准》JGJ／T469-2019发布，自2019年10月1日起实施，钢结构装配式住宅应用迅速驶入快车道［1］。

装配式钢框架梁柱节点采用高强螺栓连接，这种连接形式比焊接节点延性大［2］。若采用装配式抗弯钢框架结构，在地震作用下层间位移角限值较难满足，结构的整体经济性较差；装配式中心支撑钢框架结构虽能有效降低地震作用下框架结构的层间位移角，但在中大震时发生支撑屈曲失稳，影响结构安全。装配式偏心支撑钢框架可改变耗能梁段与支撑的屈服顺序，体现“强柱、强支撑、弱耗能梁段”的设计理念。地震作用下，耗能梁段率先屈服，耗散地震能量，有效保护支撑，不首先发生屈曲或后屈曲，实现了多道设防的抗震目标［3］。

E.P.Popov等［4-7］自20世纪70年代开始开展了大量的偏心支撑钢框架试验，研究耗能梁段屈服形式、破坏形态和结构耗能能力，提出了基于能力的抗震设计方法。这些研究成果为偏心支撑框架体系在高层钢结构建筑中的应用奠定了重要的理论基础。

钱稼茹等［8-9］最早在国内开展偏心支撑钢框架试验，对单层单斜杆式偏心支撑钢框架在EI Centro（1940NS）地震波作用下进行拟动力加载试验，研究了偏心支撑钢框架在地震作用下的耗能性能。

胡淑军等［10］基于截面组合法和截面弹簧刚度理论，提出了一种在分布荷载作用下考虑单元跨内塑性铰的钢框架高等分析方法。N.Mansour等［11］提出了两种可替换耗能梁的偏心支撑框架结构，耗能梁段通过高强螺栓连接为震后修复或更换提供了方便。

目前装配式偏心支撑钢框架抗震性能试验研究较少，本文对三层K形装配式偏心支撑平面钢框架的拟静力开展试验研究，并在此基础上开展K形装配式偏心支撑钢框架的非线性有限元模拟，研究其破坏模式、极限承载力、滞回性能，探究偏心支撑结构形式与半刚性连接形式的相互作用机理，为工程应用提供科学依据。

1 试验

1.1 试验目的

本研究试件为三层K形装配式偏心支撑平面钢框架，通过试件在低周往复荷载作用下的试验现象、破坏模式、滞回曲线、刚度退化等研究框架整体的抗震性能。

1.2 材性试验

材性试验委托中船重工725研究所材料测试中心完成。材性试验结果见表1。

表1 材性试验结果Tab.1 Test results ofmaterial properties

1.3 试件设计

试件总高5.7 m，层高1.8 m，跨度3.0 m，耗能梁长0.4 m。试件根据《钢结构设计标准》GB 50017-2017［12］和《建筑抗震设计规范》GB50011-2010［13］进行设计，各构件截面尺寸见表2。梁、柱和支撑采用热轧H型钢，耗能梁段采用Q235B钢材，柱、框架梁、支撑采用Q345B钢材。各构件均采用10.9级M20摩擦型高强螺栓连接，螺栓预紧力为170 kN。框架柱采用8个M40地锚螺栓紧固于实验室刚性地面。为防止框架过大的平面外变形，在每层框架梁侧面设置定向移动滚排，同时将定向约束装置与反力架相连，防止框架在试验过程中发生平面外失稳。装配式偏心支撑钢框架试验现场如图1所示。

图1 试验现场Fig.1 Test photos

表2 构件截面尺寸Tab.2 Section of the member mm×mm×mm

1.4 加载方式

在2个柱顶分别施加同等大小轴向荷载，试验中轴压恒定在200 kN。通过水平方向的作动器施加往复荷载，往复荷载的方向与顶层梁轴线保持一致。试验采用力-位移混合控制加载制度，框架中构件屈服前采用荷载控制，逐步增加荷载等级，试件中构件出现屈服后采用位移控制，监测关键部位的应变值，达到材性试验的屈服应变时将顶层水平位移作为位移级差δy，每级位移3次往复循环，试件破坏或产生明显的塑性变形时立即停止加载［14］。试验加载装置和试验加载制度如图2～3所示。

图2 试验加载装置Fig.2 Loading device of test

在框架上布置位移传感器，可测得框架每层位移和框架相应测点的位移。为了对框架进行力学分析和判断框架屈服位移，在耗能梁的顶部、底部、耗能梁腹板处、关键部位的高强螺栓杆表面和反力较大的柱脚等关键位置黏贴应变花和应变片，并使用DH816N静态应变测试系统测定各位置应变数值，测量方案如图4所示。

图3 试验加载制度Fig.3 Loading protocols of test

图4 测量方案Fig.4 Loading protocol

1.5 试验现象

试验现象如表3所示，试件的破坏形式和极限荷载下各层耗能梁段的变形形态如图5所示。节点平齐式端板与H型钢连接焊缝处会产生较大的焊接应力，导致焊缝发生脆性开裂并引起腹板撕裂。从能量角度分析，由于端板间发生快速错动，导致平齐式端板连接的耗能梁段产生震颤并发出声响，有利于结构能量耗散。

图5 试件破坏的变形形态Fig.5 Deformations of the specimen failure

表3 试验现象Tab.3 Phenomena observed in the test

1.6 滞回曲线

试件各层的荷载-位移滞回曲线如图6所示，加载初期，钢框架在弹性工作范围内，滞回环的面积较小。随着加载级数增加，荷载与位移开始呈非线性比例变化，钢框架的残余变形增大，滞回环面积逐渐增加，钢框架耗能逐步增大，滞回环呈梭形且形态饱满。加载至6δy时，滞回曲线出现捏缩现象，主要原因是高强螺栓预紧力松弛，连接端板间出现错动。

1.7 骨架曲线

滞回曲线上同向（拉或压）各次加载的荷载极值点依次相连得到的包络曲线，称为骨架曲线，试验框架的骨架曲线如图7所示。加载初期，骨架曲线呈线性，框架处于弹性工作阶段，进入屈服以后，非线性关系愈加明显。框架在达到极限荷载后，随着加载级数增加，骨架曲线出现下降段。

图7 试验框架的骨架曲线Fig.7 Skeleton curve of the test frame

1.8 刚度退化

框架刚度在屈服之前为荷载-位移关系曲线的割线刚度，进入塑性承载状态后，荷载-位移关系表现出明显的非线性特征［15］。本次试验加载方式为循环往复加载，框架承载力与对应位移有正负之分，所以其割线刚度根据同一荷载等级下正负方向荷载绝对值和对应位移绝对值之比计算，并将割线刚度归一化，随着荷载等级增加，框架刚度在初始刚度的基础上发生退化。

图8为试件刚度退化曲线，试件破坏时，钢框架整体刚度仅为初始刚度的28.91%，仍具有一定的承载能力。

图8 试件刚度退化曲线Fig.8 Stiffness degradation curve of the specimen

1.9 耗能能力

试件框架耗能能力通过等效黏滞阻尼系数评定，该系数基于能量耗散相等的原则确定。图9为试件不同加载等级下的等效黏滞阻尼系数图，随着荷载增加，试件耗能能力增强。

图9 耗能系数和等效黏滞阻尼系数Fig.9 Energy dissipation coefficient and equivalent viscous damping ration

2 有限元分析

在试验研究基础上，采用有限元分析软件ABAQUS开展有限元非线性分析。有限元模拟以耗能梁长度为参数，分别建立了耗能梁长度为400，600，800 mm的完整钢框架模型。有限元模型框架梁、耗能梁、柱和支撑采用六面体实体单元（C3D8R）和楔形实体单元（C3D6）［16］，钢框架有限元模型如图10所示。

图10 有限元模型Fig.10 FEM model

为节省计算资源，高强螺栓采用线性梁单元（B31）建模，高强螺栓的模拟使用多点约束（MPC）方式，螺栓杆两端与螺栓孔周围应用MPC约束，预先在Part功能模块中创建一维Wire部件，并为其设置相应的梁单元截面属性，在Interaction功能模块中创建MPC约束，完成螺栓的模拟。建立了螺栓与螺栓孔周围实体单元连接计算模型，如图11所示，螺栓孔直径d＝22 mm，螺栓孔周围截面均分为24个实体单元，共48个节点，1个梁节点，每个节点均有3个自由度，梁单元处于螺栓孔中心处。

图11 螺栓与螺栓孔耦合模型Fig.11 Bolt and bolt hole couplingmodel

2.1 应力分布

各模型的应力云图如图12～14所示。有限元模拟破坏结果与试验基本一致，均在耗能梁段或框架梁端板处应力超过材料强度，发生断裂破坏。

图12 耗能梁长度400 mm模型应力云图Fig.12 Equivalent stress of the model with e＝400 mm

图13 耗能梁长度600 mm模型应力云图Fig.13 Equivalent stress of the model with e＝600 mm

图14 耗能梁长度800 mm模型应力云图Fig.14 Equivalent stress cloudy chart of the model with e＝800 mm

2.2 滞回曲线

图15～17为各模型三层处的滞回曲线图。结合图6和图15可以看出，同为短耗能梁（e＝400 mm）的偏心支撑钢框架，有限元模型的滞回曲线和试验均有捏缩现象。与试验相比，有限元模型的滞回曲线更为饱满，这与理想的有限元模型模拟条件和复杂的实际试验条件有关，试验数据采集时会存在系统误差，试件装配时也有少量误差。

图15 耗能梁长度400 mm模型滞回曲线Fig.15 Hysteresis curves of the model with e＝400 mm

有限元模型中短耗能梁（e＝400 mm）的滞回曲线更饱满，3个模型的滞回曲线均有不同程度的捏缩现象，随着耗能梁长度增加，捏缩现象更加明显。对比分析可知，短耗能梁试件的耗能特性优于中长耗能梁试件。

图16 耗能梁长度600 mm模型滞回曲线Fig.16 Hysteresis curves of the model with e＝600 mm

图17 耗能梁长度800 mm模型滞回曲线Fig.17 Hysteresis curves of the model with e＝800 mm

2.3 骨架曲线

图18为试验和各模型的骨架曲线对比。如图18所示，同为短耗能梁（e＝400 mm）的偏心支撑钢框架，有限元模型和试验的骨架曲线变化趋势较为一致；随着耗能梁长度增加，装配式偏心支撑钢框架极限承载力降低，侧移增大。

图18 试验和各有限元模型骨架曲线Fig.18 Skeleton curves of the test and FEM models

表4为试验及各模型极限承载力，结合图18可知，有限元模型（e＝400 mm）的平均极限荷载和平均极限位移分别高于试验结果的5.08%和3.16%，可知，极限承载力方面两者差别很小，有限元模拟分析结果可信度较高；耗能梁长度对装配式偏心支撑钢框架极限承载力有较明显的影响。长耗能梁（e＝800 mm）模型平均极限荷载较短耗能梁（e＝400 mm）低19.09%，较平均极限位移高27.86%。