含雙槽鋼截面可更換耗能梁段的高強(qiáng)鋼框筒結(jié)構(gòu)滯回性能研究

程倩倩，連 鳴,2，關(guān)彬林，張 浩，蘇明周,2

(1. 西安建筑科技大學(xué)土木工程學(xué)院，陜西，西安 710055；2. 西安建筑科技大學(xué)結(jié)構(gòu)工程與抗震教育部重點(diǎn)實(shí)驗(yàn)室，陜西，西安 710055)

隨著社會(huì)經(jīng)濟(jì)的不斷發(fā)展和抗震理論的逐步完善，結(jié)構(gòu)抗震性能的需求由傳統(tǒng)的抗倒塌設(shè)計(jì)向結(jié)構(gòu)功能可恢復(fù)轉(zhuǎn)變，重要的高層建筑應(yīng)能實(shí)現(xiàn)震后功能可快速恢復(fù)?？筛鼡Q機(jī)制和耗能機(jī)制是實(shí)現(xiàn)結(jié)構(gòu)震后功能可快速恢復(fù)的核心機(jī)制[1]。近年來(lái)，國(guó)內(nèi)外學(xué)者先后將可更換耗能構(gòu)件應(yīng)用于偏心支撐結(jié)構(gòu)[2-3]、聯(lián)肢剪力墻結(jié)構(gòu)[4-5]、小跨高比的抗彎鋼框架結(jié)構(gòu)[6-7]、筒體結(jié)構(gòu)[8]以及斜交網(wǎng)格結(jié)構(gòu)[9]等，并對(duì)其抗震性能進(jìn)行研究，研究結(jié)果表明結(jié)構(gòu)損傷主要集中于耗能構(gòu)件，可以通過(guò)更換損傷嚴(yán)重的耗能構(gòu)件實(shí)現(xiàn)結(jié)構(gòu)功能的快速恢復(fù)。

傳統(tǒng)鋼框筒結(jié)構(gòu)是由外圍密柱深梁、內(nèi)部少量柱和樓板形成的筒體結(jié)構(gòu)，該結(jié)構(gòu)具有抗側(cè)剛度大、抗扭性能好以及結(jié)構(gòu)空間受力等優(yōu)點(diǎn)，是一種性能優(yōu)良的抗側(cè)力結(jié)構(gòu)體系[10]，但是由于裙梁跨高比較小，限制了梁端塑性鉸的充分發(fā)展。一旦結(jié)構(gòu)遭受較大的地震作用，柱端可能先于梁端出現(xiàn)塑性鉸，結(jié)構(gòu)變形和耗能能力較差，且震后修復(fù)比較困難。結(jié)合剪切型耗能梁段良好的彈塑性變形能力和穩(wěn)定的滯回耗能能力[11-12]、高強(qiáng)度鋼材的強(qiáng)度優(yōu)勢(shì)[13]以及可更換的設(shè)計(jì)理念，課題組提出含雙槽鋼截面可更換耗能梁段的高強(qiáng)鋼框筒結(jié)構(gòu)(HSS-FTS-RDSLs)，即在傳統(tǒng)鋼框筒結(jié)構(gòu)的裙梁跨中合理設(shè)置易于更換的剪切型耗能梁段，耗能梁段采用雙槽鋼截面，裙梁和耗能梁段通過(guò)腹板螺栓連接，如圖1 所示。為了充分發(fā)揮不同強(qiáng)度鋼材的優(yōu)勢(shì)，耗能梁段采用屈服點(diǎn)較低且耗能能力較好的鋼材，裙梁和框筒柱采用強(qiáng)度較高的鋼材。

圖 1 HSS-FTS-RDSL 示意圖Fig. 1 Schematic of HSS-FTS-RDSL

Mansour 等[14]和Shen 等[15]分別將雙槽鋼截面可更換耗能梁段應(yīng)用于偏心支撐框架結(jié)構(gòu)和抗彎鋼框架的梁端，解耦結(jié)構(gòu)強(qiáng)度和剛度耦合的問(wèn)題，從而優(yōu)化結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)；Ji 等[16]建議了雙槽鋼腹板螺栓連接的可更換連梁，并對(duì)其抗震性能和雙槽鋼截面耗能梁段的可更換能力進(jìn)行了試驗(yàn)研究。研究結(jié)果表明雙槽鋼截面可更換耗能梁段可以實(shí)現(xiàn)穩(wěn)定的滯回行為，扮演“結(jié)構(gòu)保險(xiǎn)絲”充分發(fā)展塑性耗能；由于腹板螺栓連接的變形貢獻(xiàn)使結(jié)構(gòu)呈現(xiàn)良好的變形能力，可以充分耗散地震能量，降低結(jié)構(gòu)的地震作用；結(jié)構(gòu)震后殘余變形較小，通過(guò)更換新的雙槽鋼即可快速恢復(fù)結(jié)構(gòu)功能，符合現(xiàn)階段震后功能可快速恢復(fù)的性能需求。筆者研究團(tuán)隊(duì)[17]通過(guò)有限元分析了HSS-FTSRDSL 整體結(jié)構(gòu)的抗震性能，結(jié)果表明該結(jié)構(gòu)具有良好的耗能能力和變形能力，地震作用下耗能梁段作為主要耗能構(gòu)件首先進(jìn)入塑性耗散地震能量，其余高強(qiáng)鋼構(gòu)件保持彈性狀態(tài)，可以有效改善傳統(tǒng)鋼框筒結(jié)構(gòu)耗能能力差的問(wèn)題。隨后課題組[18]對(duì)2/3 比例的HSS-FTS-RDSL 子結(jié)構(gòu)試件進(jìn)行了循環(huán)加載試驗(yàn)研究，試驗(yàn)結(jié)果表明HSS-FTSRDSL 呈現(xiàn)良好的抗震性能和震后可更換能力。耗能梁段設(shè)計(jì)參數(shù)和雙槽鋼腹板螺栓連接設(shè)計(jì)構(gòu)造細(xì)節(jié)等均對(duì)結(jié)構(gòu)性能有明顯的影響，目前缺少相關(guān)的研究，故有必要對(duì)其進(jìn)行詳細(xì)的有限元參數(shù)分析，為后續(xù)研究及其工程應(yīng)用提供理論參考。

本文首先通過(guò)對(duì)耗能梁段腹板所用鋼材進(jìn)行循環(huán)加載試驗(yàn)得到其循環(huán)本構(gòu)，考慮材料、幾何和接觸三種強(qiáng)非線性行為，建立HSS-FTS-RDSL子結(jié)構(gòu)試件的精細(xì)化有限元模型，驗(yàn)證有限元模型的準(zhǔn)確性和適用性。然后建立了16 個(gè)足尺子結(jié)構(gòu)的有限元模型，通過(guò)非線性有限元分析主要設(shè)計(jì)參數(shù)對(duì)結(jié)構(gòu)滯回性能的影響規(guī)律。

1 試驗(yàn)概況

1.1 試件介紹

原型結(jié)構(gòu)為按照抗震設(shè)防烈度為8 度設(shè)計(jì)的某30 層HSS-FTS-RDSL 辦公樓，設(shè)計(jì)地震基本加速度為0.2g，設(shè)計(jì)地震分組為第二組，建筑場(chǎng)地類別為II 類。結(jié)構(gòu)平面尺寸為27 m×27 m，層高為3.3 m，結(jié)構(gòu)總高度為99 m。以該結(jié)構(gòu)第13 層的梁柱子結(jié)構(gòu)為試驗(yàn)試件原型，試驗(yàn)試件截面與原型截面幾何相似比為2∶3。圖2 為試驗(yàn)試件的立面圖，柱高為2.2 m，跨度為2 m，水平荷載作用下中間樓層柱反彎點(diǎn)位于柱中間高度，故試驗(yàn)子結(jié)構(gòu)試件取上、下半層柱高，柱上、下端均為鉸接。

圖 2 試驗(yàn)試件立面圖 /mmFig. 2 Elevation of the specimen

裙 梁 和 柱 截 面 分 別 為H400×148×10×12 和H360×226×12×16，采用Q460 鋼材。耗能梁段截面為2[ 210×65×5×12，長(zhǎng)度比e/(Mp/Vp)為1.09，采用Q235 鋼材，滿足《建筑抗震設(shè)計(jì)規(guī)范》(GB 50011-2010)[19]和ANSI/AISC 341-16[20]對(duì)剪切型耗能梁段長(zhǎng)度比限值1.6 的規(guī)定，耗能梁段的截面寬厚比滿足規(guī)范限值?？紤]到螺栓孔對(duì)連接處腹板截面承載能力的削弱，裙梁腹板和耗能梁段腹板均焊接加固板保證連接區(qū)域的凈截面抗剪承載力需求。為了保證加固板與腹板的可靠連接，加固板與腹板中間進(jìn)行塞焊，四周采用角焊縫圍焊。裙梁腹板和耗能梁段腹板通過(guò)10.9 級(jí)M16 的高強(qiáng)螺栓連接，螺栓孔的邊距和中距滿足《鋼結(jié)構(gòu)高強(qiáng)度螺栓連接技術(shù)規(guī)程》(JGJ 82-2011)[21]的規(guī)定。連接處鋼板接觸面采用鋼絲刷清除浮銹，抗滑移系數(shù)取0.35。采用極限承載力法對(duì)連接處偏心受剪螺栓群[14]進(jìn)行設(shè)計(jì)，同時(shí)驗(yàn)算裙梁加固板和耗能梁段加固板的承壓承載力。圖3 為雙槽鋼腹板螺栓連接細(xì)節(jié)圖。

圖 3 連接細(xì)節(jié)圖 /mmFig. 3 Details of the connection

1.2 加載裝置與加載制度

圖 4 試驗(yàn)裝置Fig. 4 Test setup

試驗(yàn)過(guò)程中首先施加柱軸力，并保持加載過(guò)程中恒定；然后采用位移控制的加載制度施加水平往復(fù)荷載，加載制度如圖5 所示，規(guī)定作動(dòng)器推向?yàn)檎?，拉向?yàn)樨?fù)。為了研究雙槽鋼截面耗能梁段的可更換能力，試驗(yàn)分兩個(gè)階段進(jìn)行加載。階段I 加載至2.5Δye，此處的Δye為預(yù)估的屈服位移。階段I 加載結(jié)束后更換新的雙槽鋼，執(zhí)行階段II 的加載，加載至試件破壞或者承載力下降至峰值的85%。其中更換耗能梁段后，通過(guò)作動(dòng)器使結(jié)構(gòu)處于側(cè)移為0 的狀態(tài)進(jìn)行階段II 的加載。

圖 5 加載制度Fig. 5 Loading history

2 有限元驗(yàn)證

2.1 有限元模型建立

采用有限元分析軟件ABAQUS 建立試件的有限元模型，所有構(gòu)件均采用考慮減縮積分的三維八節(jié)點(diǎn)空間六面體單元(C3D8R)進(jìn)行模擬，有限元模型考慮幾何非線性和材料非線性，忽略殘余應(yīng)力和初始缺陷的影響。為了真實(shí)模擬連接處的螺栓滑移、栓孔變形和板件擠壓等現(xiàn)象，裙梁和耗能梁段連接處的所有接觸關(guān)系均按照實(shí)際情況建立，接觸關(guān)系主要包括栓桿與孔壁之間的接觸、螺帽與板件之間的接觸、螺母與板件之間的接觸以及板件相互之間的接觸，其中法向設(shè)置為硬接觸，切向設(shè)置為摩擦系數(shù)為0.35 的罰函數(shù)，有限元模型采用真實(shí)的螺栓孔尺寸，可以準(zhǔn)確地模擬試驗(yàn)過(guò)程中的滑移段，螺栓預(yù)拉力通過(guò)ABAQUS 中的螺栓線載施加。圖6 為有限元模型的網(wǎng)格劃分和邊界條件，框筒柱、裙梁和耗能梁段的網(wǎng)格尺寸分別為40 mm、25 mm 和10 mm，有限元邊界條件設(shè)置與試驗(yàn)相同，約束柱底的平動(dòng)自由度和裙梁翼緣的平面外自由度，柱頂施加豎向荷載，然后在柱頂施加與試驗(yàn)加載制度相同的位移荷載。由于有限元分析無(wú)法考慮耗能梁段的更換，且試驗(yàn)階段II 在結(jié)構(gòu)側(cè)移為0 的狀態(tài)進(jìn)行加載，故僅對(duì)階段II 進(jìn)行驗(yàn)證。

2.2 鋼材本構(gòu)

文獻(xiàn)[22]的研究表明鋼材在循環(huán)荷載作用下的應(yīng)力-應(yīng)變曲線與單調(diào)荷載作用下應(yīng)力-應(yīng)變曲線有很大差別。為了準(zhǔn)確模擬結(jié)構(gòu)的塑性行為，塑性變形較大的耗能梁段采用Chaboche 塑性本構(gòu)模型(見圖7)[23]，而無(wú)塑性變形或輕微進(jìn)入塑性的裙梁、框筒柱和螺栓采用隨動(dòng)強(qiáng)化本構(gòu)模型，具體參數(shù)參考單調(diào)加載的材性試驗(yàn)數(shù)據(jù)[18]。

圖 6 試件有限元模型Fig. 6 Finite element model of the specimen

圖 7 Chaboche 塑性本構(gòu)模型[23]Fig. 7 Chaboche plastic constitutive model

對(duì)耗能梁段所用鋼材進(jìn)行循環(huán)荷載作用下的鋼材本構(gòu)關(guān)系研究。采用3 種不同的加載制度(見圖8)對(duì)試件進(jìn)行大應(yīng)變循環(huán)加載。圖9 為材性試樣及加載圖。加載裝置為Instron Model 1341 疲勞試驗(yàn)機(jī)，采用標(biāo)距為12.5 mm 的引伸計(jì)測(cè)量加載過(guò)程中的應(yīng)變，引伸計(jì)量程為±20%，采用應(yīng)變?yōu)?.2%/s 的恒定速率進(jìn)行加載。標(biāo)定的Chaboche 塑性本構(gòu)模型參數(shù)列于表1，等向強(qiáng)化定義了屈服面σ|0的大小，本文σ|0取屈服應(yīng)力值，根據(jù)數(shù)據(jù)擬合得到屈服面最大變化值Q∞以及屈服面變化率biso；隨動(dòng)強(qiáng)化采用4 組背應(yīng)力疊加的方式得到較為準(zhǔn)確的隨動(dòng)強(qiáng)化關(guān)系，其中常數(shù)Ckin,k和γk(k取1～4)通過(guò)試驗(yàn)數(shù)據(jù)標(biāo)定。結(jié)果表明對(duì)于傳統(tǒng)的國(guó)產(chǎn)Q235 鋼材，鋼材的隨動(dòng)強(qiáng)化作用較為明顯。為了驗(yàn)證標(biāo)定參數(shù)的有效性，采用ABAQUS 中的combined cycle hardening 材料屬性對(duì)標(biāo)定的參數(shù)進(jìn)行校核，對(duì)比試驗(yàn)和有限元的應(yīng)力-應(yīng)變曲線(見圖10)可知，標(biāo)定的參數(shù)可以較為準(zhǔn)確地反映鋼材在循環(huán)荷載作用下的本構(gòu)關(guān)系。

圖 8 循環(huán)加載制度Fig. 8 Cyclic loading history

2.3 有限元與試驗(yàn)結(jié)果對(duì)比

圖 9 循環(huán)加載 /mmFig. 9 Cyclic loading

元與試驗(yàn)得到的滯回曲線吻合較好，有限元模型可以較為準(zhǔn)確地模擬螺栓在擴(kuò)孔中滑移引起的滯回曲線捏縮和螺栓孔壁承壓后承載力的強(qiáng)化現(xiàn)象，有限元模擬和試驗(yàn)得到的滑移荷載基本一致。表2 給出了有限元模型與試驗(yàn)的性能指標(biāo)對(duì)比，其中有限元和試驗(yàn)得到的正向和負(fù)向初始剛度誤差分別為-9.7%和-6.1%，屈服荷載和極限荷載誤差在5%以內(nèi)。試件極限側(cè)移與屈服側(cè)移的比值為3.0，試件極限側(cè)移角為4.16%，表明結(jié)構(gòu)具有較好的延性和變形能力。試件峰值荷載與屈服荷載的比值為1.41 左右，說(shuō)明耗能梁段屈服之后呈現(xiàn)出明顯的塑性強(qiáng)化行為，結(jié)構(gòu)表現(xiàn)出一定的超強(qiáng)。

圖12 和圖13 給出了有限元模型和試驗(yàn)試件的整體破壞模式和耗能梁段破壞模式對(duì)比，有限元模型和試驗(yàn)呈現(xiàn)相同的破壞模式。由于有限元模型沒(méi)有考慮鋼材的斷裂，用等效塑性應(yīng)變(PEEQ)來(lái)反映鋼材的斷裂傾向，耗能梁段腹板呈現(xiàn)出較高的PEEQ，表明該處的累積塑性應(yīng)變較大，容易發(fā)生鋼材斷裂。板件承壓引起的螺栓孔橢圓化也被準(zhǔn)確的模擬。比較結(jié)果表明本文采用的有限元建模方法能夠準(zhǔn)確地模擬試驗(yàn)試件在循環(huán)荷載作用下的滯回性能，可以用于HSS-FTSRDSL 足尺子結(jié)構(gòu)的非線性分析。

表 1 標(biāo)定的Chaboche 本構(gòu)模型參數(shù)Table 1 Calibrated Chaboche constitutive model parameters

圖 10 試驗(yàn)和有限元分析對(duì)比Fig. 10 Comparisons between test and finite element analysis

3 有限元參數(shù)分析

圖 11 滯回曲線對(duì)比Fig. 11 Comparison of hysteretic curves

由上文分析可知HSS-FTS-RDSL 可以實(shí)現(xiàn)地震作用下?lián)p傷集中于耗能梁段，主要依靠雙槽鋼截面的剪切變形耗散能量，其余構(gòu)件基本處于彈性狀態(tài)或輕微發(fā)展塑性。同時(shí)腹板螺栓連接形式為工程設(shè)計(jì)人員所熟知，便于實(shí)際工程的應(yīng)用。為了進(jìn)一步研究HSS-FTS-RDSL 的滯回性能，建立試驗(yàn)試件的足尺有限元模型，對(duì)影響結(jié)構(gòu)滯回性能的設(shè)計(jì)因素進(jìn)行有限元參數(shù)分析。

3.1 有限元模型設(shè)計(jì)

建立試驗(yàn)試件的原型子結(jié)構(gòu)有限元模型作為Base 模型，在Base 模型的基礎(chǔ)上考慮耗能梁段長(zhǎng)度比e/(Mp/Vp)、裙梁凈跨高比、耗能梁段腹板加勁肋間距、連接處螺栓直徑及加固板厚度的影響，共設(shè)計(jì)了16 個(gè)HSS-FTS-RDSL 單層單跨足尺子結(jié)構(gòu)模型，基本設(shè)計(jì)參數(shù)如表3～表6 所示。Base試件的耗能梁段長(zhǎng)度比e/(Mp/Vp)為1.12，裙梁跨度為3.0 m，耗能梁段腹板加勁肋間距為167 mm，腹板螺栓連接設(shè)計(jì)滿足連接處抗剪承載力需求和耗能梁段腹板螺栓孔承壓承載力需求。

WA 系列模型改變耗能梁段的長(zhǎng)度，考慮到裙梁中設(shè)置耗能梁段是為了改善傳統(tǒng)鋼框筒結(jié)構(gòu)的耗能能力和延性，同時(shí)盡可能較小地降低原結(jié)構(gòu)的承載力和剛度，故剪切型耗能梁段可較好地滿足這兩個(gè)需求。根據(jù)轉(zhuǎn)角位移平衡方程可得，在裙梁跨中布置耗能梁段的等效等截面梁的慣性矩折減系數(shù)η 可表示為：

表 2 有限元模型與試驗(yàn)性能指標(biāo)對(duì)比Table 2 Comparison of performance indexes between finite element model and test

圖 12 整體破壞模式對(duì)比Fig. 12 Comparison of global failure mode

圖 13 耗能梁段破壞模式對(duì)比Fig. 13 Comparison of failure mode of the shear link

表 3 WA 系列模型設(shè)計(jì)參數(shù)Table 3 Design parameters of WA models

表 4 WB 系列模型設(shè)計(jì)參數(shù)Table 4 Design parameters of WB models

表 5 WC 系列模型設(shè)計(jì)參數(shù)Table 5 Design parameters of WC models

表 6 WD 系列模型設(shè)計(jì)參數(shù)Table 6 Design parameters of WD models

式中：I1和I2分別為裙梁截面和耗能梁段截面慣性矩；L和e分別為裙梁凈跨和耗能梁段長(zhǎng)度。由文獻(xiàn)[24]可知，η 不應(yīng)小于0.5，當(dāng)慣性矩折減系數(shù)η 為0.5 時(shí)，耗能梁段長(zhǎng)度e為900 mm，對(duì)應(yīng)耗能梁段長(zhǎng)度比e/(Mp/Vp)為1.68。故WA 系列模型的耗能梁段長(zhǎng)度在300 mm～900 mm 變化，其長(zhǎng)度比范圍為0.56～1.68。WB 系列模型改變?nèi)沽旱目缍龋淇缍葹?.4 m～3.6 m，裙梁凈跨高比為3.1～5.1。WC 系列模型改變耗能梁段腹板加勁肋間距，模型WC1～WC4 的加勁肋間距分別為125 mm、167 mm、250 mm、500 mm，模型WC1 的加勁肋間距滿足規(guī)范限值30tw-h/5 的規(guī)定，模型WC2、WC3、WC4 的加勁肋間距分別為限值的1.13 倍、1.69 倍、3.38 倍，由于單個(gè)槽鋼腹板厚度較小，故根據(jù)規(guī)范限值得到的加勁肋間距限值較小。WD 系列模型通過(guò)改變螺栓直徑和加固板厚度，研究其對(duì)結(jié)構(gòu)性能的影響。

采用上文所述的建模方法建立足尺子結(jié)構(gòu)的有限元模型，所有模型的裙梁和柱截面分別為H600×220×14×18 和H540×340×20×22，耗能梁段截面為2[ 310×100×7×16。裙梁、框筒柱和10.9 級(jí)高強(qiáng)螺栓采用隨動(dòng)強(qiáng)化塑性本構(gòu)，屈服強(qiáng)度和抗拉強(qiáng)度取名義值，硬化模量Et=0.01E，鋼材彈性模量E=206 000 MPa，泊松比ν=0.3。耗能梁段采用Chaboche 循環(huán)本構(gòu)模型，其中σ|0取屈服強(qiáng)度名義值，其余參數(shù)參考表1。采用與試驗(yàn)階段II 相同的加載制度進(jìn)行循環(huán)加載，加載至試件失效，定義層間側(cè)移角達(dá)到5%為結(jié)構(gòu)極限狀態(tài)[25]，即結(jié)構(gòu)失效。

3.2 有限元結(jié)果分析

3.2.1 滯回曲線與骨架曲線

圖14 為各模型的滯回曲線，所有模型滯回曲線均經(jīng)歷了彈性階段、滑移階段和彈塑性階段，滯回環(huán)比較飽滿。對(duì)比各系列模型滯回曲線可以發(fā)現(xiàn)：1) 耗能梁段長(zhǎng)度比較小時(shí)，滯回曲線經(jīng)歷了明顯的二次硬化現(xiàn)象，即承載力先降低后增高。這是由于加載后期隨著耗能梁段腹板塑性持續(xù)發(fā)展，耗能梁段翼緣抗剪貢獻(xiàn)更加明顯。圖15給出了WA 系列模型耗能梁段中間截面翼緣剪力Vf與耗能梁段截面剪力VL的比值隨層間側(cè)移角的變化規(guī)律，相同側(cè)移角時(shí)，耗能梁段的翼緣抗剪貢獻(xiàn)隨耗能梁段長(zhǎng)度比的減小而增大；且長(zhǎng)度比較小的耗能梁段塑性轉(zhuǎn)角較大，其累積塑性變形較大，故耗能梁段超強(qiáng)更明顯。隨著耗能梁段長(zhǎng)度的增加，滯回曲線后期承載力增長(zhǎng)平緩穩(wěn)定；2) WB 系列模型滯回曲線呈現(xiàn)相同的變化規(guī)律，相同層間側(cè)移角時(shí)，隨著裙梁跨度的增大，滯回曲線承載力增大，這是由于隨著裙梁跨度的增加，相同層間側(cè)移角時(shí)，裙梁跨度越大，其耗能梁段轉(zhuǎn)角越大；3)耗能梁段長(zhǎng)度比e/(Mp/Vp)為1.12時(shí)，改變耗能梁段加勁肋間距對(duì)結(jié)構(gòu)滯回曲線基本沒(méi)有影響；4)模型WD2 由于螺栓直徑過(guò)小，模型WD4 由于未設(shè)置加固板，在層間側(cè)移角為4.2%循環(huán)加載過(guò)程均發(fā)生中斷。減小螺栓直徑會(huì)降低連接處的抗滑移承載力，使得螺栓滑移提前；減小加固板厚度會(huì)增大連接處變形，從而增大滯回曲線捏縮長(zhǎng)度。圖16 給出了WD 系列模型連接變形貢獻(xiàn)隨層間側(cè)移角的變化規(guī)律，減小螺栓直徑和加固板厚度均會(huì)明顯降低腹板螺栓連接的承載力，故連接處變形增大，連接對(duì)耗能梁段的約束作用變?nèi)?，從而在一定程度上降低了耗能梁段的塑性發(fā)展程度，滯回曲線表現(xiàn)出更為明顯的捏縮現(xiàn)象。

圖 14 模型滯回曲線Fig. 14 Hysteretic curves of the models

圖 15 WA 系列模型耗能梁段翼緣抗剪貢獻(xiàn)Fig. 15 Flange shear contribution of the links in WA models

圖 16 WD 系列模型連接變形貢獻(xiàn)Fig. 16 Connection deformation contribution in WD models

圖 17 模型骨架曲線Fig. 17 Skeleton curves of the models

圖17 為各模型的骨架曲線，除模型WD2 和WD4 外，其余模型均能循環(huán)加載至5%的層間側(cè)移角，結(jié)構(gòu)屈服后，可以充分發(fā)展塑性，呈現(xiàn)出良好的變形能力。模型WD2 的螺栓直徑過(guò)小，其螺栓桿應(yīng)力超過(guò)抗拉強(qiáng)度，連接失效；模型WD4由于連接區(qū)域未設(shè)置加固板，耗能梁段連接處螺栓孔承壓變形明顯，使得連接處塑性發(fā)展較明顯，結(jié)構(gòu)峰值承載力較Base 模型降低14.0%。除模型WA5 外，其余模型在加載過(guò)程中承載力均保持穩(wěn)定增長(zhǎng)，無(wú)承載力下降現(xiàn)象。對(duì)比各系列模型骨架曲線可以發(fā)現(xiàn)：1) 結(jié)構(gòu)承載力隨耗能梁段長(zhǎng)度的增加而減小，耗能梁段長(zhǎng)度比較小時(shí)，結(jié)構(gòu)后期承載力增長(zhǎng)較快，呈現(xiàn)明顯的超強(qiáng)行為。模型WA5 在加載后期承載力有輕微下降；2) 結(jié)構(gòu)承載力隨裙梁跨度的增加而提高；3) 當(dāng)耗能梁段長(zhǎng)度比為1.12 時(shí)，減小加勁肋間距對(duì)結(jié)構(gòu)承載力影響較小，模型WC3 和WC4 的峰值承載力較模型WC1 僅降低1.8%和3.5%。僅模型WC1 的加勁肋間距滿足規(guī)范限值，考慮到槽鋼腹板厚度較小，為了避免加勁肋設(shè)置過(guò)密產(chǎn)生的應(yīng)力集中，可以適當(dāng)放大加勁肋間距；4) 適當(dāng)減小螺栓直徑對(duì)結(jié)構(gòu)承載力影響較小，但是螺栓直徑過(guò)小可能會(huì)發(fā)生連接失效；減小加固板厚度會(huì)降低結(jié)構(gòu)承載力，模型WD3 的峰值承載力較Base 模型降低3.3%。

3.2.2 剛度退化

圖18 為各模型的剛度退化曲線，隨著耗能梁段長(zhǎng)度的增加，結(jié)構(gòu)初始剛度減小，模型WA5 的初始剛度較模型WA1 降低23.2%。隨著裙梁跨度的增加，結(jié)構(gòu)初始剛度呈減小的趨勢(shì)，但是裙梁跨度對(duì)結(jié)構(gòu)初始剛度的影響較小。耗能梁段加勁肋間距對(duì)結(jié)構(gòu)初始剛度基本沒(méi)有影響。改變螺栓直徑對(duì)結(jié)構(gòu)初始剛度影響很小。減小連接處加固板厚度，結(jié)構(gòu)初始剛度降低，模型WD4 的初始剛度較Base 模型降低4.9%。各模型在整個(gè)加載過(guò)程中呈現(xiàn)出相同的剛度退化規(guī)律，加載前期由于耗能梁段進(jìn)入塑性，結(jié)構(gòu)剛度退化明顯；隨著位移的增加，結(jié)構(gòu)塑性發(fā)展持續(xù)深入，結(jié)構(gòu)剛度退化較為緩慢。

3.2.3 耗能能力

各模型累積耗散的能量曲線如圖19 所示，隨著耗能梁段長(zhǎng)度的減小，結(jié)構(gòu)耗散的能量增加；結(jié)構(gòu)耗散的能量隨裙梁跨度的增大而增加；減小耗能梁段加勁肋間距，結(jié)構(gòu)累積耗能略有增加，但是增加程度很小；減小螺栓直徑和加固板厚度均會(huì)降低結(jié)構(gòu)耗散的能量，模型WD4 由于連接處變形過(guò)大，耗能梁段腹板塑性發(fā)展程度有限，其耗散的能量明顯低于其余模型。

3.2.4 耗能梁段塑性行為

圖 18 模型剛度退化曲線Fig. 18 Stiffness degradation curves of the models

圖20 為各模型耗能梁段的等效塑性應(yīng)變(PEEQ)云圖，由于各模型的塑性主要集中在耗能梁段，其余構(gòu)件的塑性變形較小，故僅給出耗能梁段的PEEQ 云圖。PEEQ 越大，說(shuō)明該位置累積塑性應(yīng)變?cè)酱?，越容易發(fā)生撕裂。由各模型的PEEQ 分布云圖可知，結(jié)構(gòu)主要依靠耗能梁段腹板發(fā)生剪切變形耗散能量，腹板有輕微鼓曲現(xiàn)象。

圖 19 模型累積耗能Fig. 19 Cumulative dissipated energy of the models

對(duì)比WA 系列模型的PEEQ 云圖可得：1) 耗能梁段長(zhǎng)度比越小，其PEEQ 越大，但是耗能梁段長(zhǎng)度比較小時(shí)(模型WA1)，耗能梁段累積塑性應(yīng)變過(guò)大，耗能梁段在未達(dá)到極限狀態(tài)時(shí)，腹板與加勁肋焊縫附近易發(fā)生撕裂破壞；2) 極限狀態(tài)時(shí)，裙梁端部有輕微塑性，裙梁端部PEEQ 值隨耗能梁段長(zhǎng)度的增加呈增大的趨勢(shì)；3) 耗能梁段長(zhǎng)度比較大時(shí)(模型WA5)，耗能梁段端部區(qū)格塑性發(fā)展嚴(yán)重，腹板中間區(qū)格塑性發(fā)展程度較低，且連接處螺栓孔附近塑性程度發(fā)展較高。綜合WA 系列模型分析結(jié)果可得，隨著耗能梁段長(zhǎng)度比的增大，結(jié)構(gòu)承載力、剛度和耗能能力逐漸降低，長(zhǎng)度比過(guò)小時(shí)，耗能梁段腹板PEEQ 較高，長(zhǎng)度比過(guò)大時(shí)，耗能梁段不能充分發(fā)展塑性。基于本文對(duì)WA 系列模型的分析結(jié)果，綜合考慮承載力、剛度、耗能能力和耗能梁段的塑性變形能力，建議耗能梁段長(zhǎng)度比在0.84～1.40 變化。

對(duì)比WB 系列模型的PEEQ 云圖可得，相同層間側(cè)移時(shí)，隨著裙梁跨度的增加，耗能梁段的剪切變形越明顯，故結(jié)構(gòu)承載力和耗能能力也隨之增加。裙梁跨度小于3.6 m 時(shí)，裙梁端部塑性保持在較低水平，裙梁跨度為3.6 m 時(shí)，其端部PEEQ明顯增大。基于本文對(duì)WB 系列模型的分析結(jié)果，綜合考慮承載力、剛度、耗能能力和各構(gòu)件的塑性發(fā)展程度，建議裙梁凈跨深比不宜超過(guò)4.6。

對(duì)比WC 系列模型的PEEQ 云圖可得，改變耗能梁段加勁肋間距對(duì)耗能梁段PEEQ 云圖分布影響不明顯。綜合WC 系列模型的分析可得，耗能梁段長(zhǎng)度比為1.12 時(shí)，改變耗能梁段加勁肋間距對(duì)結(jié)構(gòu)的承載力、剛度和耗能能力影響較小，但是加勁肋間距過(guò)大時(shí)(模型WC4)，耗能梁段腹板鼓曲現(xiàn)象明顯，故耗能梁段加勁肋間距不宜過(guò)大?；诒疚膶?duì)WC 系列模型的分析結(jié)果，綜合考慮承載力、剛度、耗能能力和耗能梁段的塑性發(fā)展程度，建議可以適當(dāng)放大耗能梁段腹板加勁肋間距。

對(duì)比WD 系列模型的PEEQ 云圖可得，減小螺栓直徑會(huì)輕微降低耗能梁段的累積塑性應(yīng)變，減小螺栓直徑會(huì)使螺栓較早地克服靜摩擦力，從而使得螺栓滑移提前，故在進(jìn)行連接設(shè)計(jì)時(shí)，可以通過(guò)增大螺栓直徑延緩螺栓滑移發(fā)生；減小腹板加固板厚度會(huì)增大連接處螺栓孔變形及塑性程度，降低耗能梁段的剪切變形能力，不利于結(jié)構(gòu)充分耗散能量，降低結(jié)構(gòu)的耗能效率。

圖21 為耗能梁段剪力V-塑性轉(zhuǎn)角γp滯回曲線，限于篇幅原因，僅給出模型Base 和WA2 的耗能梁段滯回曲線，滯回曲線非常飽滿，可以看出耗能梁段呈現(xiàn)穩(wěn)定的滯回行為和良好的耗能能力，因此可以利用耗能梁段的這種良好性能有效改善傳統(tǒng)鋼框筒結(jié)構(gòu)的抗震性能。除模型WD4外，其余所有模型極限狀態(tài)對(duì)應(yīng)的剪切塑性轉(zhuǎn)角均大于0.08 rad，呈現(xiàn)出良好的塑性變形能力。

圖22 給出了各模型耗能梁段的超強(qiáng)系數(shù)Ω，即耗能梁段剪力最大值Vmax與耗能梁段塑性抗剪強(qiáng)度VP的比值。耗能梁段超強(qiáng)系數(shù)受長(zhǎng)度比影響較大，模型WA1 和WA2 由于長(zhǎng)度較小，超強(qiáng)系數(shù)大于2.0，其余模型的超強(qiáng)系數(shù)在1.42～1.79 之間變化。

圖 20 耗能梁段PEEQ 分布Fig. 20 PEEQ distribution of the links

圖23 給出了耗能梁段剪切變形γs與層間側(cè)移角θ 的關(guān)系，曲線表現(xiàn)為明顯的雙線型。層間側(cè)移較小時(shí)，結(jié)構(gòu)處于彈性狀態(tài)，耗能梁段的剪切變形幾乎為0，隨著層間側(cè)移角的增加，耗能梁段進(jìn)入塑性，發(fā)生了明顯的剪切變形，耗能梁段剪切變形隨層間側(cè)移角的增大而迅速增加。對(duì)比WA 系列模型可得，相同層間側(cè)移角時(shí)，耗能梁段剪切變形隨耗能梁段長(zhǎng)度比的減小而增大；對(duì)比WB 系列模型可得，相同層間側(cè)移角時(shí)，隨裙梁凈跨高比的增大，耗能梁段剪切變形越明顯；對(duì)比WC 系列模型可得，改變加勁肋間距對(duì)耗能梁段的剪切變形影響很小，幾乎沒(méi)有變化；對(duì)比WD 系列模型可得，相同層間側(cè)移角時(shí)，減小螺栓直徑和減小加固板厚度均會(huì)輕微的降低耗能梁段的剪切變形能力。

3.2.5 連接分析

圖 21 耗能梁段滯回曲線Fig. 21 Hysteretic curves of the links

圖 22 耗能梁段超強(qiáng)系數(shù)Fig. 22 Overstrength factor of the shear links

圖 23 耗能梁段剪切變形與層間側(cè)移角關(guān)系Fig. 23 Relation between shear deformation of the shear links and story drift ratio

耗能梁段的變形γLink包括耗能梁段腹板剪切變形γs和腹板螺栓連接處的變形γc，如圖24 所示。由于螺栓滑移和螺栓孔承壓引起的連接變形貢獻(xiàn)較大，不可忽略。圖25 給出了極限狀態(tài)時(shí)各模型耗能梁段變形，其中腹板螺栓連接變形占總變形的比例平均為18.0%。各模型連接處螺栓布置均相同，故隨著耗能梁段長(zhǎng)度的增加，連接處彎矩需求增加，連接處螺栓孔承壓變形較大，故連接處變形隨耗能梁段長(zhǎng)度的增加而增加。每個(gè)模型中螺栓滑移引起的變形基本相同，螺栓孔承壓引起的變形與連接處螺栓直徑和加固板厚度等參數(shù)有關(guān)。連接變形過(guò)大會(huì)使得結(jié)構(gòu)抗側(cè)剛度不足，故需要減小連接處螺栓孔承壓引起的變形。在進(jìn)行結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)時(shí)，可以通過(guò)在連接處增加加固板厚度減小螺栓孔的承壓變形。

圖 24 耗能梁段變形分析Fig. 24 Deformation analysis of the shear links

4 結(jié)論

本文建立了含雙槽鋼截面可更換耗能梁段的高強(qiáng)鋼框筒子結(jié)構(gòu)試件的有限元模型，驗(yàn)證了有限元模型的正確性，然后對(duì)影響結(jié)構(gòu)滯回性能的設(shè)計(jì)因素進(jìn)行了參數(shù)分析，可以得到以下結(jié)論：

(1) 含雙槽鋼截面可更換耗能梁段的高強(qiáng)鋼框筒結(jié)構(gòu)地震作用下?lián)p傷集中于耗能梁段，通過(guò)雙槽鋼截面耗能梁段進(jìn)入塑性耗散能量，其余構(gòu)件基本處于彈性狀態(tài)或輕微發(fā)展塑性，且結(jié)構(gòu)呈現(xiàn)出良好的變形能力。

(2) 隨著耗能梁段長(zhǎng)度比的增加，結(jié)構(gòu)承載力、剛度和耗能能力逐漸降低，耗能梁段長(zhǎng)度比過(guò)小時(shí)，耗能梁段PEEQ 值較大，耗能梁段長(zhǎng)度比過(guò)大時(shí)，耗能梁段腹板塑性發(fā)展不充分?；诒疚牡姆治鼋Y(jié)果建議耗能梁段長(zhǎng)度比在0.84～1.40 變化。

(3) 結(jié)構(gòu)承載力和耗能能力隨裙梁跨度的增加而增加，但裙梁跨度較大時(shí)，裙梁截面發(fā)展了一定程度的塑性。基于本文的分析結(jié)果，建議雙槽鋼截面可更換耗能梁段可較好地應(yīng)用于凈跨高比不超過(guò)4.6 的裙梁中。

(4) 耗能梁段長(zhǎng)度比為1.12 時(shí)，改變耗能梁段加勁肋間距對(duì)結(jié)構(gòu)承載力、剛度和耗能能力幾乎沒(méi)有影響?；诒疚牡姆治鼋Y(jié)果，可以適當(dāng)增大雙槽鋼截面耗能梁段腹板加勁肋間距。

(5) 減小螺栓直徑會(huì)使連接處螺栓滑移提前，對(duì)結(jié)構(gòu)剛度和承載力影響較??；減小加固板厚度會(huì)增加連接變形，降低耗能梁段的塑性變形程度。

(6) 雙槽鋼截面耗能梁段超強(qiáng)系數(shù)受長(zhǎng)度比影響較大，長(zhǎng)度比小于或等于0.84 時(shí)，超強(qiáng)系數(shù)大于2.0，長(zhǎng)度比大于0.84 時(shí)，超強(qiáng)系數(shù)在1.42～1.79變化。