帶支撐的無樓板鋼框架單元抗震性能

高向宇，于佳佳，李楊龍，周少臻

(北京工業(yè)大學(xué)北京市工程抗震與結(jié)構(gòu)診治重點實驗室，北京 100124)

在大型工業(yè)建筑中，由于機械安裝、工藝流程和吊裝對空間的需求，常有結(jié)構(gòu)單元設(shè)置為局部無樓板結(jié)構(gòu).同時，受工藝要求的限制，往往結(jié)構(gòu)布置復(fù)雜，且設(shè)備種類繁多，質(zhì)量和剛度分布不均，結(jié)構(gòu)存在明顯的薄弱部位或薄弱層[1-2],要靠布置大量鋼支撐來提高結(jié)構(gòu)剛度并加強整體性[3-6].因此，設(shè)有鋼支撐的局部無樓板結(jié)構(gòu)單元在工業(yè)建筑中被廣泛應(yīng)用.

在地震作用下，普通鋼支撐- 框架體系破壞形式復(fù)雜[7-15].眾多國內(nèi)外學(xué)者對支撐- 框架結(jié)構(gòu)的抗震性能進行深入研究.羅桂發(fā)[7]通過靜力彈塑性分析和理論推導(dǎo)研究鋼支撐- 框架體系的協(xié)同工作原理和抗側(cè)性能發(fā)現(xiàn)，對于橫梁未加強型支撐- 框架體系，受壓支撐屈曲和橫梁形成的塑性鉸機構(gòu)決定其抗側(cè)性能，而對于橫梁加強型支撐- 框架體系，其性能是由支撐的強弱決定的.張文元等[9]通過一榀三層的人字支撐鋼框架結(jié)構(gòu)靜力推覆試驗得到層間位移、層間剪力、節(jié)點板延性等數(shù)據(jù)，驗證了板式連接中心支撐鋼框架結(jié)構(gòu)延性較好，屈服機制合理的結(jié)論，即支撐首先屈曲，之后節(jié)點板和梁柱屈服.周學(xué)軍等[10]采用有限元分析程序建立六層和十二層框架模型，研究不同支撐的布置方式對框架承載能力和側(cè)移剛度的影響，得出支撐集中布置于中間跨的框架抗側(cè)移剛度優(yōu)于將支撐布置在邊跨或其他跨上的結(jié)論.Annan等[11]通過試驗研究模塊化鋼支撐框架結(jié)構(gòu)(modular steel buildings,MSB)和常規(guī)支撐框架結(jié)構(gòu)的抗震性能，前者由于柱子彎曲變形而破壞，后者由于支撐的出平面變形而破壞.在無樓板框架結(jié)構(gòu)研究方面，韓小雷等[16]研究表明，相比于設(shè)有樓板的框架單元，無樓板框架單元的承載力與剛度明顯降低，使結(jié)構(gòu)破壞形式更為復(fù)雜.牟犇等[17]通過試驗發(fā)現(xiàn)樓板對梁柱節(jié)點的承載力、鋼梁的整體穩(wěn)定性和局部穩(wěn)定性有顯著影響.上述研究表明，對于普通鋼支撐- 框架體系和無樓板結(jié)構(gòu)，目前已經(jīng)有較為深入的研究，并對其受力性能和破壞機理得到一些規(guī)律性的認識.然而，目前國內(nèi)外對于設(shè)有交叉鋼支撐的無樓板框架單元損傷過程和破壞機理缺乏深入研究，也未對該結(jié)構(gòu)的抗震設(shè)計提出有效意見.

考慮到鋼支撐框架無樓板結(jié)構(gòu)單元受力復(fù)雜，有必要對其進行針對性試驗研究，在此基礎(chǔ)上通過有限元建模,研究該典型結(jié)構(gòu)單元在地震作用下的工作機理及災(zāi)變過程，為進一步進行整體結(jié)構(gòu)彈塑性動力分析提供合理的計算模型，進而為把握結(jié)構(gòu)內(nèi)力重分布規(guī)律、改進結(jié)構(gòu)構(gòu)造、實現(xiàn)抗震性能化設(shè)計提供依據(jù).

本文以實際工程為背景，選取某火電廠縱向無樓板鋼支撐框架結(jié)構(gòu)單元為研究對象，通過靜力反復(fù)加載試驗研究其抗震性能.使用ABAQUS軟件建立非線性有限元模型，在結(jié)構(gòu)尺寸、材料本構(gòu)關(guān)系、加載制度和邊界條件、連接件焊縫斷裂等方面均按實際試驗情況進行建模.通過數(shù)值模擬獲得與試驗吻合度較高的結(jié)構(gòu)力- 位移滯回曲線和骨架線，論文進一步分析討論數(shù)值模擬與試驗結(jié)果偏差的原因.在此基礎(chǔ)上，研究結(jié)構(gòu)焊接缺陷、橫梁剛度對結(jié)構(gòu)承載力、延性等的影響規(guī)律,對支撐框架結(jié)構(gòu)在橫梁剛度不同時的破壞機理和內(nèi)力重分配過程做詳細論述，對結(jié)構(gòu)設(shè)計改進提出建議.

1 試驗概況

1.1 結(jié)構(gòu)原型簡介及試件設(shè)計

原型結(jié)構(gòu)為某鋼框排架結(jié)構(gòu)火電廠主廠房，其橫向為框排架- 支撐結(jié)構(gòu)，縱向為框架- 支撐結(jié)構(gòu)，抗震設(shè)防烈度為8度，Ⅱ類場地.

根據(jù)試驗研究目的，選取主廠房縱向框架D軸3層局部為試驗單元，見圖1，該單元因存在煤倉間設(shè)施未設(shè)樓板.該單元中，柱子為箱型截面，尺寸(高×寬×腹板厚)為800 mm×600 mm×30 mm；梁和支撐為工字形截面，尺寸(高×寬×腹板厚×翼緣厚)分別為1 000 mm×400 mm×16 mm×28 mm、440 mm×300 mm×11 mm×18 mm；支撐長細比為16，翼緣寬厚比為7.2.按《鋼結(jié)構(gòu)設(shè)計規(guī)范》(GB 50017—2017)標準，為強支撐體系.

圖1 結(jié)構(gòu)D列立面圖Fig.1 Vertical view of column D of structure

圖2 試驗構(gòu)件尺寸(單位：mm)Fig.2 Size of test components (unit: mm)

考慮到試驗場地條件，選擇以1∶4的縮比進行模型設(shè)計.受試件加工條件限制，將柱子的箱型截面等效為工字形截面，等效原則為截面面積和慣性矩相似比不變.試驗柱子、梁和支撐的尺寸分別為195 mm×303 mm×20 mm×6 mm、250 mm×100 mm×6 mm×8 mm、110 mm×75 mm×3 mm×5 mm.為滿足局部穩(wěn)定要求，為梁柱設(shè)置加勁肋，具體試件尺寸見圖2.

傳感器上端用連接器與支撐進行連接，下端用螺桿焊接在柱腳節(jié)點板上.焊縫尺寸按支撐拉力極限值設(shè)計.試驗鋼材等級與原結(jié)構(gòu)保持一致，梁柱鋼材等級為Q345B，支撐鋼材等級為Q235B，材性試驗結(jié)果見表1.

表1 鋼材材料性能

1.2 加載及量測方案

試驗地點為北京工業(yè)大學(xué)工程抗震與結(jié)構(gòu)診治北京市重點實驗室.圖3是試驗加載裝置與測點布置圖，規(guī)定以向西為正，向東為負.

豎向采用力加載模式，荷載通過帶有水平滑動支座的千斤頂施加在兩柱頂，手動保持118 kN.考慮到鋼支撐受壓屈曲后抗壓承載力明顯低于抗拉承載力[3]，可能同時引發(fā)鋼支撐和梁的受壓屈曲，試驗采用反復(fù)推力進行水平加載，即通過絲杠在結(jié)構(gòu)兩端施加位移，使結(jié)構(gòu)正向和反向加載時，均受推力作用.除預(yù)加載外，試驗分為7個加載工況，見圖4.

正式加載前先進行預(yù)加載.豎向荷載施加到118 kN后，水平加載至框架層間位移角(θ)為1/1 300并保持，檢查各量測儀器、加載儀器是否工作正常、觀察試件變形情況等.將水平荷載卸載至0，重新檢查并緊固所有螺栓.加載至每級最后一次循環(huán)的峰值時保持荷載，觀察框架和支撐變形情況，進行記錄并拍照.

圖3 加載裝置及測點布置Fig.3 Loading device and layout of measuring points

圖4 位移加載時程Fig.4 Displacement loading time history

采用百分表(量程±50 mm)、拉線位移計(量程±200 mm)和頂針位移計(量程±100 mm)測量位移，主要監(jiān)控框架柱的側(cè)移、支撐的軸向變形、以及支撐交叉連接處和梁柱連接節(jié)點處的平面外變形.力的量測采用應(yīng)變片和軸力傳感器.應(yīng)變片對稱布置在梁柱和支撐的端部以測量其內(nèi)力變化(見圖3).在2個支撐下端分別串聯(lián)1個500 kN的軸力傳感器裝置(型號為BLR- 1)，可直接測量支撐軸力大小和正負.力、應(yīng)變和位移數(shù)據(jù)的采集不間斷進行，采樣間隔為1 s.

1.3 試驗現(xiàn)象及結(jié)果

層間水平位移以位移計8為準，見圖3.水平加載的前2級，即±H/600和±H/300(4.17 mm和8.33 mm)，無明顯變形，力- 位移滯回曲線基本呈線性關(guān)系，表明結(jié)構(gòu)處于彈性狀態(tài).

當加載到θ為±1/150時(16.67 mm)，在第1圈循環(huán)中，支撐2下部中間受壓失穩(wěn)，向上凸起.負向加載時，支撐2受拉伸直.在第3循環(huán)負向加載時，支撐1被壓屈，2個支撐存在殘余變形，梁柱和連接件均沒有明顯變形，見圖5(a).

框架θ為±1/100(25 mm)時，在第1循環(huán)正向加載時，連接支撐1與傳感器的盒子局部開焊，見圖5(b).

框架θ為±1/65(38.46 mm)時，第1循環(huán)正向加載到最大值后，連接支撐1與傳感器的盒子完全開裂，支撐1失效，見圖5(d)；支撐2下部中間屈曲變形明顯增大，且發(fā)生扭轉(zhuǎn)，翼緣處部分開裂.

框架θ為±1/50(50 mm)時，支撐2下部中間處變形和裂縫不斷增大.梁出現(xiàn)平面外變形，且隨變形的不斷增大出現(xiàn)扭轉(zhuǎn).柱子隨梁的變形也出現(xiàn)一定扭轉(zhuǎn)，柱腳翼緣發(fā)生局部屈曲，見圖5(e).

框架θ為±1/30(83.33 mm)時，第1循環(huán)負向加載時支撐2的連接件發(fā)生焊縫開裂，2根支撐都退出工作，橫梁出現(xiàn)S形屈曲，扭轉(zhuǎn)加劇，見圖5(f).

在試驗加載初期，當加載到θ為±1/300時，由于加載水平力不斷增大，克服了連接框架底座的地錨與地板之間的靜摩擦力，使柱腳發(fā)生錯動.為避免框架移動，在水平加載分別達到正負峰值位移時，在柱腳與限位裝置之間增設(shè)楔形墊板.節(jié)點和連接件在加載過程中未見破壞和明顯變形.

圖5 框架鋼支撐試驗現(xiàn)象Fig.5 Test phenomenon of steel-braced frame

2 有限元模型及驗證

2.1 有限元幾何模型

根據(jù)上述試驗設(shè)計，用ABAQUS有限元軟件進行建模.部件分為梁、柱、支撐、絲杠及各個連接板，對其分別建模后進行裝配.部件尺寸和材料均以試驗?zāi)Ｐ蛯嶋H尺寸為準.由于傳感器構(gòu)造復(fù)雜，網(wǎng)格劃分難度大，為簡化模型，用相同長度的加勁肋代替?zhèn)鞲衅鳎妶D6.

圖6 FEM- SY模型Fig.6 FEM- SY model

2.2 鋼材本構(gòu)關(guān)系

考慮到計算效率和精度，鋼材采用Mises屈服準則和雙線性硬化規(guī)律：彈性階段為各向同性硬化法則，塑性階段為組合硬化法則，塑性模量取彈性模量的0.05倍.采用的本構(gòu)模型可考慮鋼材在反復(fù)拉壓荷載下的應(yīng)變強化行為和包辛格效應(yīng).

2.3 單元類型及網(wǎng)格劃分

構(gòu)件單元類型均采用八節(jié)點六面體減縮單元(C3D8R)，其結(jié)果可考慮框架受力過程中變形較大的特點.在網(wǎng)格類型上，為提高計算精度和計算效率，劃分時梁柱連接件采用自由網(wǎng)格，其他構(gòu)件均采用結(jié)構(gòu)化網(wǎng)格以反映實際變形結(jié)果.網(wǎng)格尺寸：鋼支撐網(wǎng)格單元大小為22 mm，梁柱單元尺寸為30 mm，節(jié)點板的單元大小在30～40 mm.

2.4 加載及邊界條件模擬

模擬中，分析部分為3步：

第1分析步.在柱底施加固支的邊界條件，在柱頂施加豎向軸力.

第2分析步.在柱頂施加水平位移，對應(yīng)試驗中水平預(yù)加載到支撐1焊縫斷開的階段.

第3分析步.在柱頂施加水平位移，對應(yīng)支撐2焊縫開裂到加載結(jié)束.

第2、3分析步的位移加載時程與圖4相同.在所有分析步中，均打開非線性開關(guān)，以考慮結(jié)構(gòu)的大變形.

試驗中當θ為1/100時，出現(xiàn)支撐與傳感器焊縫開裂現(xiàn)象.因此，在第3個分析步中，將焊縫開裂部分對應(yīng)的網(wǎng)格單元設(shè)置成生死單元類型，使這些單元在以后的分析步中失效，以模擬支撐與柱腳焊縫斷開.對于其他焊接連接截面，采用綁定的連接方式.

2.5 滯回曲線和骨架曲線的對比分析

滯回曲線是在靜力反復(fù)荷載作用下得到結(jié)構(gòu)的荷載- 變形曲線.它反映結(jié)構(gòu)在反復(fù)受力過程中的變形特征、剛度退化及耗能特點.圖7中滯回曲線均呈“梭形”，表明框架結(jié)構(gòu)具有較強的塑性變形能力和耗能性能.試驗中，θ為1/100時，由于支撐與傳感器焊縫開裂，正向加載承載力降低到極限承載力的85%以下，根據(jù)《建筑抗震試驗規(guī)程》[18]判定結(jié)構(gòu)失效.θ為1/30時，由于橫梁屈曲變形，承載力再次下降.對比有限元分析結(jié)果，兩者的滯回曲線吻合較好，橫梁和支撐變形也極為接近，見圖8.

圖7 滯回曲線對比Fig.7 Comparison of hysteretic curves

圖8 試驗和FEM- SY變形圖對比Fig.8 Comparison between test and FEM- SY deformation diagram

骨架曲線可反映結(jié)構(gòu)的承載力和延性特征.圖9繪出FEM- SY和試驗的骨架曲線.可以看出，2個骨架曲線的正負向極限承載力值相等，剛度退化過程基本一致，結(jié)構(gòu)承載力降低規(guī)律符合較好.因此，本文有限元模型可用于鋼支撐框架無樓板結(jié)構(gòu)單元的非線性有限元分析.

圖9 骨架曲線對比Fig.9 Comparison of skeleton curves

2.6 支撐滯回曲線的對比分析

試驗中用軸力傳感器直接測得支撐軸力，其滯回曲線見圖10(a).由于試驗過程中支撐與傳感器焊縫裂開，該圖為焊縫開焊之前(θ=1/100)的數(shù)據(jù).從圖中可以看出，鋼支撐拉壓性能具有明顯的不對稱性，符合鋼支撐的受力特征.但支撐的軸向變形均偏向負軸(受壓)一側(cè)，與試驗施加的靜力、反復(fù)對稱位移不相符合.這是因為在試驗過程中發(fā)生柱腳滑動，其后為緊固地錨，向內(nèi)頂緊限位裝置(在兩柱腳外側(cè)加入楔塊)，反向加載時也在對側(cè)頂緊限位裝置.此舉對支撐來說相當于施加軸向預(yù)壓力和位移，這對鋼支撐的軸力- 軸向變形產(chǎn)生一定影響.

上述有限元模型不考慮柱腳的移動，提取FEM- SY模型結(jié)果中支撐的軸力- 軸向位移見圖10(b)，與試驗中支撐受壓滯回曲線形狀相似，但得到的拉、壓位移基本對稱.

圖10 鋼支撐滯回曲線Fig.10 Hysteretic curves of steel brace

為驗證試驗過程中柱腳靠攏對支撐軸向變形和滯回特性的影響，不考慮焊接缺陷，在有限元模型中關(guān)閉生死單元.分別使2個柱腳向跨內(nèi)移動10、25 mm，重新計算有限元模型，得到2條支撐滯回曲線，見圖10(c).對比可知，柱腳靠攏對支撐軸向位移的影響為：使支撐壓縮位移值大于拉伸位移值，且柱腳靠攏越多，支撐的軸向位移向受壓偏移越多(左移).對支撐軸力的影響為：柱腳靠攏距離較小，對支撐最大承載力無明顯影響；柱腳靠攏距離較大，會使支撐最大承載力大幅降低.其原因為：柱腳靠攏距離較小時，支撐的初始軸向位移為負值，但隨著框架位移加載幅值的增大，支撐軸向變?yōu)檎摻惶?，最大承載力逐漸接近支撐的抗拉強度；若柱腳靠攏距離過大，支撐在加載過程中一直受壓，因此抗拉性能未能發(fā)揮，導(dǎo)致最大承載力大幅度減小.

除此之外，實測支撐滯回曲線與計算結(jié)果仍存在一定差異，例如實測曲線受拉位移小.這與支撐位移的量測和計算方式有關(guān).前者實測位移使用的拉線式位移計，當支撐存在壓屈或受彎的殘余變形后，拉線位移計只能記錄兩端點間在“弦線”方向的“軸向”變形，測試結(jié)果將偏?。欢邢拊Ｐ陀涗浀氖歉鲉卧目傒S向變形，是沿支撐軸線(已變?yōu)榍€)的累積值.所以后者可能更為接近實際情況.

3 焊接缺陷對支撐- 框架單元抗震性能的影響研究

在有限元模型中，將焊縫開裂部分設(shè)置的生死單元類型改為正常的單元網(wǎng)格類型，模擬焊縫未斷開的工況，以研究焊接加工缺陷對框架單元抗震性能的影響.焊縫未斷開的有限元模型為FEM-BC，分析步分為2步加載.第1步在施加柱底固支的邊界條件和柱頂豎向軸力.第2步施加水平位移荷載.其他條件不變.

3.1 滯回曲線和骨架曲線分析

圖11給出試驗和FEM- BC的框架力- 位移曲線.從圖11中可以看出，在支撐和框架連接件沒有焊接缺陷情況下，滯回曲線更加飽滿，特別是θ為1/65和1/50時，滯回曲線面積明顯增大，承載力也明顯增強，θ=1/65時，F(xiàn)EM- BC的最大承載力是試驗的1.46倍.因此，無焊接缺陷時，結(jié)構(gòu)耗能性能可進一步發(fā)揮，結(jié)構(gòu)承載力提高，避免結(jié)構(gòu)提前失效.

圖11 滯回曲線對比Fig.11 Comparison of hysteretic curves

圖12給出試驗、有焊接缺陷模型FEM- SY和無焊接缺陷模型FEM- BC的模擬骨架曲線結(jié)果.可發(fā)現(xiàn)本試驗中，焊接缺陷對極限承載力影響不大，兩者差值為3%，但焊接缺陷使結(jié)構(gòu)失效的θ由1/50提前到1/100，延性降低.

圖12 骨架曲線對比圖Fig.12 Comparison of skeleton curves

3.2 剛度退化分析

基于文[19]提供的方法，將本次試驗結(jié)構(gòu)剛度退化的情況繪于圖13中.整體上，結(jié)構(gòu)的剛度隨位移的增大而減小，且前期剛度退化快，后期減慢、趨于穩(wěn)定.結(jié)構(gòu)破壞時(θ=1/65)的剛度約為初始剛度的22.6%.在第1個工況下，有限元中結(jié)構(gòu)剛度明顯小于試驗.這是因為在試驗初期柱腳發(fā)生了移動，導(dǎo)致結(jié)構(gòu)實測水平位移偏大，結(jié)構(gòu)剛度偏小.

圖13 框架剛度退化曲線Fig.13 Stiffness degradation coefficient of frame

3.3 等效黏滯阻尼比分析

等效阻尼比ξ是衡量結(jié)構(gòu)耗能能力和抗震性能的重要指標.本文按文獻[19-20]方法計算模型結(jié)構(gòu)等效阻尼比，結(jié)果見圖14.可以看出，數(shù)值模擬和試驗變化趨勢都經(jīng)歷增大—減小—增大的過程，但數(shù)值存在差異.在加載初期，結(jié)構(gòu)依靠支撐和主體結(jié)構(gòu)來消耗能量，阻尼比不斷增大.支撐失效后，耗能能力減弱，結(jié)構(gòu)阻尼比有所降低.隨著層間位移的不斷增大，主體結(jié)構(gòu)耗能比例提高，結(jié)構(gòu)等效阻尼比再次增大.整體來說，支撐的設(shè)計起到保護主體結(jié)構(gòu)的作用，但后期橫梁變形過大不甚合理.因此，有必要進一步分析橫梁剛度對結(jié)構(gòu)抗震性能的影響.

圖14 等效黏滯阻尼比Fig.14 Equivalent damping ratio

4 增加橫梁剛度的影響

橫梁若只按受彎構(gòu)件設(shè)計，不考慮其平面外剛度，可能使此單元成為結(jié)構(gòu)的薄弱環(huán)節(jié)，形成畸變位移場并加劇結(jié)構(gòu)的扭轉(zhuǎn)效應(yīng).

因此考慮適當增大橫梁截面，避免橫梁過大平面外變形，其有限元模型稱為FEM-L，并與有限元模型(FEM-BC)進行對比，研究橫梁剛度大小對支撐受力、框架耗能減震性能和承載力等的影響.

在建模過程中，以有限元模型(FEM- BC)為參照，不改變腹板高厚比和翼緣寬厚比，以橫梁平面外變形較小的模型(此時橫梁剛度是原模型中梁剛度2.25倍，截面面積為原結(jié)構(gòu)1.5倍，梁柱線剛度比為1.6)為例，來說明橫梁剛度改變對支撐、框架抗震性能的影響.

4.1 支撐受力的變化

FEM- BC和FEM- L模擬得到的支撐位移- 力曲線如圖15所示.加載前期，2條滯回曲線基本一致.在FEM- BC模型中，θ=1/100時，承載力達到最大.加載后期，支撐發(fā)生屈曲并完全喪失承載力.而FEM- L模型，加載后期滯回曲線面積增大，承載力增加為FEM- BC的1.2倍，表現(xiàn)出較好的延性和抗震性能.

圖15 支撐滯回曲線Fig.15 Hysteretic curve of brace

4.2 滯回曲線及整體變形的變化

分別提取FEM- BC和FEM- L中框架單元的力- 位移曲線，見圖16.可以看出，相比于FEM- BC，F(xiàn)EM- L的滯回曲線更加飽滿；承載力未出現(xiàn)下降，最大承載力提高21%，結(jié)構(gòu)最終承載力為FEM- BC的2.6倍，表現(xiàn)出良好的延性.另外，橫梁平面外變形大小由FEM- BC中的31.8 mm減小為4.3 mm，橫梁平面外變形明顯減小.結(jié)構(gòu)最終變形見圖17.

圖16 滯回曲線對比Fig.16 Comparison of hysteretic curves

圖17 框架變形Fig.17 Deformation of frame

4.3 剪力重分配及協(xié)同工作的變化

圖18為FEM- BC和FEM- L水平方向剪力分配時程.

圖18 水平剪力分配Fig.18 Distribution of horizontal load

結(jié)合圖18(a)，F(xiàn)EM- BC交叉支撐- 框架單元的協(xié)同受力過程為：在加載初期，主要依靠支撐來承擔(dān)水平剪力；隨著水平位移和水平力的增大，支撐受壓屈曲，所分擔(dān)的水平力減??；框架分擔(dān)的水平剪力增大；兩者大小趨于接近.在加載后期，橫梁由于水平剛度不足，發(fā)生平面外變形.這導(dǎo)致支撐軸線縮短，加劇支撐屈曲變形甚至扭轉(zhuǎn).支撐屈曲失效后，橫梁水平傳力能力不足，平面外變形增大.兩者相互影響，加劇了框架單元失效；而對于FEM- L交叉支撐- 框架單元，在加載過程中，盡管結(jié)構(gòu)的水平力和位移在增大，但橫梁沒有平面外變形，為支撐提供足夠的錨固，支撐受壓時屈曲，受拉時恢復(fù)原狀.梁和支撐承載力不斷增大，耗能性能充分發(fā)揮.

表2為每個工況(工況同圖4)下支撐和框架剪力分配的具體數(shù)值.

表2 剪力分配表

5 結(jié)論

通過對設(shè)置交叉形鋼支撐的無樓板框架單元在靜力反復(fù)加載下的抗震性能試驗研究及一系列有限元數(shù)值模擬分析，可得下列結(jié)論：

1) 在反復(fù)推力作用下，試驗結(jié)構(gòu)試件出現(xiàn)支撐壓屈、橫梁面外屈曲的破損順序.表明沒有樓板約束的鋼支撐框架可以發(fā)揮普通鋼支撐具有一定耗能作用的優(yōu)點，但加載后期橫梁的平面外變形導(dǎo)致結(jié)構(gòu)變形加劇，承載力降低，不利于結(jié)構(gòu)抗震.

2) 通過非線性有限元建模分析，用生死單元模擬試驗中支撐連接開焊，用實體絲杠建模來模擬鋼支撐框架模型實現(xiàn)雙向推力加載，模擬試驗加載及結(jié)構(gòu)受力和變形的全過程，得到吻合度較高的滯回曲線和骨架曲線.表明本文所建有限元模型合理，可進一步用于鋼支撐框架無樓板結(jié)構(gòu)單元的非線性有限元分析.

3) 對于該結(jié)構(gòu)單元，增大橫梁截面面積，橫梁剛度增大，可明顯減小橫梁平面外變形，提高框架和支撐的耗能能力和承載力，確?？蚣?、鋼支撐之間形成可靠的協(xié)同工作體系，明顯改進內(nèi)力重分配結(jié)果.分析表明，橫梁面積增大到1.5倍時，支撐的承載力增加為之前的1.2倍，保證支撐的耗能性能的發(fā)揮和正常工作，框架的最大承載力比原結(jié)構(gòu)提高21%，最終殘余承載力提高到原結(jié)構(gòu)的2.6倍.

4) 有限元分析研究表明，支撐有焊接缺陷時,單元失效的層間位移角為1/100；無焊接缺陷時，框架單元滯回曲線更加飽滿，單元失效的層間位移角為1/50.焊接缺陷對框架單元承載力影響較小，兩者極限承載力僅相差3%，但降低了結(jié)構(gòu)單元的延性和耗能能力.試件焊接質(zhì)量對較大側(cè)移的結(jié)果造成不利影響，應(yīng)予以避免.

5) 建議對于無樓板交叉鋼支撐框架單元進行設(shè)計改進，在結(jié)構(gòu)服役期間，滿足橫梁水平傳力的功能，防止橫梁的過大平面外變形或屈曲，以確保鋼支撐與框架結(jié)構(gòu)的協(xié)同工作效果，提高支撐- 框架單元的抗震性能.