低屈強(qiáng)比高強(qiáng)鋼箱形柱抗震性能試驗(yàn)研究

聶詩(shī)東,葉曦雨,王輝,2,李靜堯,陳振業(yè)

（1.重慶大學(xué) a.土木工程學(xué)院； b.山地城鎮(zhèn)建設(shè)與新技術(shù)教育部重點(diǎn)試驗(yàn)室，重慶 400045；2.中國(guó)人民解放軍陸軍勤務(wù)學(xué)院 軍事設(shè)施系，重慶 401331；3.河鋼集團(tuán)鋼研總院，石家莊 050023）

近年來，建筑結(jié)構(gòu)對(duì)鋼材性能的要求不斷提高，高強(qiáng)度鋼材（High Strength Steel，HSS，fy≥460 MPa）的應(yīng)用受到關(guān)注。采用高強(qiáng)度鋼材可有效減輕結(jié)構(gòu)自身重量、降低建筑材料消耗，促進(jìn)節(jié)能環(huán)保、防震抗災(zāi)的經(jīng)濟(jì)型建筑結(jié)構(gòu)體系建設(shè)[1]。

學(xué)者們對(duì)高強(qiáng)鋼焊接柱的抗震性能開展了系列研究。施剛等[2-3]對(duì)Q460 高強(qiáng)鋼焊接柱開展抗震性能試驗(yàn)研究，分析了板件寬厚比、軸壓比對(duì)試件的承載力、破壞模式和延性的影響，結(jié)果表明，Q460高強(qiáng)鋼構(gòu)件具有很好的耗能能力和抗震性能。陳素文等[4-5]對(duì)Q690D 高強(qiáng)鋼焊接H 形和箱形截面柱進(jìn)行了低周往復(fù)加載試驗(yàn)，結(jié)果表明，火焰矯正顯著影響試件的力學(xué)性能和破壞位置，采用火焰矯正措施時(shí)，應(yīng)嚴(yán)格控制在試件受力較大部位。Hai等[6-8]對(duì)Q690 鋼H 形截面柱的滯回模型進(jìn)行研究，考慮了循環(huán)退化對(duì)模型的影響，提出了局部屈曲和低周疲勞兩種損傷主導(dǎo)模式的劣化規(guī)律和損傷指標(biāo)，建立并校正了Q690 鋼柱循環(huán)劣化滯回模型。寧克洋等[9-10]對(duì)比分析了奧氏體型不銹鋼S30408、雙相型不銹鋼S22053 和低合金高強(qiáng)鋼Q460 焊接柱抗震性能的差異，針對(duì)不銹鋼箱形截面柱提出不同抗震等級(jí)的延性定量判定標(biāo)準(zhǔn)。Wang 等[11]對(duì)Q460C 高強(qiáng)鋼焊接柱進(jìn)行抗震試驗(yàn)研究，基于試驗(yàn)提取的滯回曲線總結(jié)歸納出一種多折線模型，用于描述鋼柱彎矩-曲率的關(guān)系。結(jié)合研究現(xiàn)狀可以看出，高強(qiáng)鋼柱的試驗(yàn)研究起步不久，且高強(qiáng)鋼焊接柱抗震性能試驗(yàn)構(gòu)件所用鋼材的屈強(qiáng)比普遍大于0.9，不滿足規(guī)范的材性要求?！陡邚?qiáng)鋼結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)標(biāo)準(zhǔn)》（JGJ/T 483—2020）[12]（后簡(jiǎn)稱《高鋼標(biāo)》）不建議利用其進(jìn)行塑性設(shè)計(jì)，過高的屈強(qiáng)比也限制了其在建筑結(jié)構(gòu)中的抗震設(shè)計(jì)應(yīng)用。因此，高強(qiáng)度鋼材的材性改良有其必要性，可為中國(guó)現(xiàn)有鋼結(jié)構(gòu)相關(guān)規(guī)范中對(duì)高強(qiáng)鋼的設(shè)計(jì)要求提供補(bǔ)充參考。

針對(duì)高強(qiáng)度結(jié)構(gòu)鋼的屈強(qiáng)比普遍高于0.9 的材性問題，河鋼集團(tuán)研發(fā)出一種新型的低屈強(qiáng)比Q620E 高強(qiáng)鋼，其具有較低的屈強(qiáng)比（處于0.85 左右）、良好的塑性變形能力及可加工性，因此，也稱為高強(qiáng)度抗震鋼（下文稱新型鋼）。為研究此類新型鋼焊接構(gòu)件的抗震性能，筆者對(duì)3 根箱形鋼柱進(jìn)行軸壓作用下的水平往復(fù)加載試驗(yàn)。通過觀察試件的破壞模式、提取滯回曲線和骨架曲線，從承載力、延性、耗能性能與損傷發(fā)展等方面進(jìn)行分析，并與Q690D 普通高強(qiáng)鋼柱抗震性能進(jìn)行比較。

1 試驗(yàn)概況

1.1 構(gòu)件材性

試驗(yàn)構(gòu)件鋼材取自河鋼股份有限公司生產(chǎn)8 mm 厚Q620E 鋼板，用料為新型鋼。對(duì)該鋼材與對(duì)應(yīng)焊絲HS80GJ 的力學(xué)性能進(jìn)行試驗(yàn)研究，試驗(yàn)測(cè)得鋼材彈性模量E、屈服強(qiáng)度fy、抗拉強(qiáng)度fu、屈強(qiáng)比fy/fu、極限應(yīng)變?chǔ)舥、斷后伸長(zhǎng)率δ及斷面伸縮率Z數(shù)據(jù)匯于表1；鋼材應(yīng)力-應(yīng)變曲線如圖1 所示。根據(jù)圖表信息可以看出，新型鋼屈強(qiáng)比低于0.9，斷后伸長(zhǎng)率大于16%，滿足《高鋼標(biāo)》規(guī)范要求。HS80GJ焊絲的化學(xué)成分如表2 所示，試件制作加工采用埋弧焊，焊絲選用直徑為4 mm 的HS80GJ 高強(qiáng)焊絲，焊縫質(zhì)量等級(jí)為Ⅰ級(jí)。采用37.7 V 穩(wěn)定電壓與587 A 電流進(jìn)行兩道焊接，焊接預(yù)熱溫度為100 ℃，層間溫度為150 °C，并且進(jìn)行焊后熱處理。

圖1 Q620E 鋼材應(yīng)力-應(yīng)變曲線Fig.1 Stress-strain relationship of Q620E steel

表1 Q620 板件與焊絲HS80GJ 單調(diào)拉伸力學(xué)性能參數(shù)表Table 1 Mechanical properties of Q620E HSS plates and welding stick-HS80GJ

表2 焊絲化學(xué)成分表Table2 Chemical composition of welding wire %

1.2 試件設(shè)計(jì)

《高鋼標(biāo)》規(guī)范中M-N構(gòu)件截面設(shè)計(jì)統(tǒng)一按照《鋼結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)標(biāo)準(zhǔn)》（GB 50017—2017）[13]（后簡(jiǎn)稱《鋼標(biāo)》）中截面等級(jí)S4 級(jí)的板件寬厚比進(jìn)行設(shè)計(jì)。根據(jù)板件彈性屈曲時(shí)的平衡微分方程可知，板件寬厚比對(duì)板件屈曲對(duì)應(yīng)的臨界應(yīng)力起決定作用，試驗(yàn)構(gòu)件設(shè)計(jì)沿用板件彈性屈曲推導(dǎo)的寬厚比限值公式，對(duì)鋼材實(shí)際屈服強(qiáng)度修正后進(jìn)行截面等級(jí)劃分，得到箱形柱壁板寬厚比限值，如表3 所示。

表3 高強(qiáng)鋼箱形柱板件寬厚比限值Table 3 Limits of width to thickness ratio for plates of HSS box-section columns

根據(jù)表3 寬厚比限值設(shè)計(jì)箱形截面柱，信息如表4 所示。表中D、t分別為箱形截面寬度、板件厚度，尺寸標(biāo)示如圖2 所示。L0為懸壁柱計(jì)算長(zhǎng)度（水平荷載施加位置到鋼柱支座頂部的距離），b0/t為箱形柱壁板寬厚比，n為軸壓比，即柱的軸壓力與柱全截面面積和鋼材實(shí)際屈服強(qiáng)度乘積的比值。

圖2 箱形柱截面尺寸Fig.2 Dimensions of box-shaped column sections

表4 箱形截面柱試件主要參數(shù)Table 4 Dimensions of box-section specimens

試驗(yàn)鋼柱的理想邊界條件為一端剛接、另一端自由的懸臂柱狀態(tài)，因此，柱底支座需要盡量滿足固接要求。根據(jù)試件的受力情況對(duì)支座設(shè)計(jì)提出相應(yīng)的承載要求：支座與反力框架采用10.9 級(jí)M24高強(qiáng)度螺栓進(jìn)行連接，螺栓數(shù)量滿足構(gòu)件抗拉及抗剪需求；支座底板厚度保證局部受拉最不利狀態(tài)下不發(fā)生變形；靴梁及加勁板滿足構(gòu)件整體抗彎需求，保證試驗(yàn)過程中底座部分不發(fā)生轉(zhuǎn)動(dòng)變形。

1.3 加載裝置

試驗(yàn)加載裝置如圖3 所示。將試件簡(jiǎn)化為一端剛接、另一端自由的懸臂柱。水平荷載和軸向壓力均由200 t 拉壓千斤頂提供，柱底設(shè)置全焊接支座，用以模擬剛性底座。柱頂采用銷軸連接模擬自由端，通過幾何對(duì)中的方式減小豎向加載對(duì)鋼柱截面形心的偏心程度；水平荷載作用于擬定的反彎點(diǎn)位置。

圖3 試驗(yàn)加載裝置Fig.3 Test loading device

柱端水平荷載與軸向荷載通過200 t 拉壓千斤頂端部的力傳感器進(jìn)行記錄，在整個(gè)試驗(yàn)過程中，由于水平方向拉壓千斤頂?shù)耐鶑?fù)加載，提供柱頂軸壓荷載的千斤頂出現(xiàn)轉(zhuǎn)角θ，如圖4 所示。

圖4 加載裝置的受力分析Fig.4 Mechanical analysis of loading device

對(duì)豎向千斤頂提供的荷載進(jìn)行力的分解計(jì)算，受力分解如圖4 所示。假設(shè)反力框上部至鋼柱支座上表面的距離為H，柱端水平往復(fù)位移為d，鋼柱支座上表面至水平加載點(diǎn)的高度為L(zhǎng)0，水平加載點(diǎn)至軸壓千斤頂鉸頭受力點(diǎn)的高度為h0，豎向千斤頂偏轉(zhuǎn)角θ按式（1）計(jì)算。

豎向加載的力可通過水平與豎直方向的分向力進(jìn)行計(jì)算。根據(jù)加載裝置偏轉(zhuǎn)角度θ，將軸壓千斤頂?shù)妮S壓荷載N分解為水平方向的Nsinθ與豎直方向的Ncosθ，作用于軸壓千斤頂鉸頭部位。假設(shè)柱端水平荷載為F，則構(gòu)件承受彎矩M按式（2）計(jì)算。

1.4 加載制度與測(cè)點(diǎn)布置

構(gòu)件受壓采用荷載控制加載，水平荷載采用位移控制加載。預(yù)加載階段對(duì)鋼柱施加軸向壓力，達(dá)到名義軸壓比后持荷，檢查儀器數(shù)值能否正常顯示并歸零平衡。待預(yù)加載測(cè)試數(shù)據(jù)穩(wěn)定后進(jìn)行正式加載，采用200 t 拉壓千斤頂施加水平荷載，加載位移參考《建筑抗震試驗(yàn)規(guī)程》（JGJ/T 101—2015）[14]要求，取構(gòu)件邊緣纖維進(jìn)入屈服狀態(tài)時(shí)的水平位移dy作為位移增量，分別以±dy、±2dy、±3dy、±4dy逐級(jí)遞增作為加載級(jí)別，加載制度如圖5 所示。構(gòu)件截面進(jìn)入邊緣屈服狀態(tài)后，每級(jí)位移循環(huán)至少2 周，當(dāng)試件加載至水平力下降為最大承載力的85%以下時(shí)，認(rèn)為試件破壞。

圖5 加載制度示意圖Fig.5 Loading protocol

試件位移計(jì)、應(yīng)變片與百分表的布置如圖6 所示，包括1 個(gè)拉線式位移計(jì)、12 個(gè)應(yīng)變片和4 個(gè)50 mm 百分表。應(yīng)變片布置于柱底200 mm 截面高度范圍內(nèi)，等距布置2 層，用于監(jiān)測(cè)柱底截面應(yīng)變值。拉線式位移計(jì)用于記錄柱端在水平往復(fù)加載中的水平位移，百分表D1 用于估算柱底曲率，D2 與D3用于監(jiān)測(cè)支座是否發(fā)生轉(zhuǎn)動(dòng)，D4 用于監(jiān)測(cè)剛性底座是否發(fā)生水平滑移。

圖6 箱形柱測(cè)點(diǎn)布置Fig.6 Measurement setup for box-section column

2 試驗(yàn)現(xiàn)象與破壞形態(tài)

加載至柱端水平位移d=24 mm 前，試件B-1 無明顯板件屈曲現(xiàn)象；d首次達(dá)到36 mm 峰值點(diǎn)時(shí)，在靠近鋼柱底部的位置，承壓壁板出現(xiàn)微小的局部?jī)?nèi)凹，開始出現(xiàn)局部屈曲現(xiàn)象，如圖7（a）所示；加載至d=48 mm 時(shí)，柱四面的壁板均已出現(xiàn)鼓曲，局部屈曲變形促使焊縫發(fā)生斷裂，裂口形態(tài)如圖7（d）所示，呈現(xiàn)微小的多折線式裂紋。加載過程中監(jiān)測(cè)到的支座底板與反力框之間的微小位移可以忽略不計(jì)。試件加載現(xiàn)象匯于表5，最終破壞形態(tài)匯總?cè)鐖D7 所示。

圖7 箱形柱失效形態(tài)Fig.7 Failure modes of box-section specimens

試件的主要破壞形態(tài)為柱底部位出現(xiàn)鼓曲、壁板局部屈曲，局部屈曲變形過大導(dǎo)致焊縫開裂，符合預(yù)期試驗(yàn)破壞模式。通過對(duì)比試件B-1 與B-2 可以看出，在保持相同的名義軸壓比條件下，寬厚比越大的構(gòu)件在達(dá)到峰值承載力后越早進(jìn)入板件局部屈曲狀態(tài)；對(duì)比相同截面尺寸的試件B-2 與B-3，軸壓大的B-3 較早進(jìn)入板件屈曲狀態(tài)。

3 試驗(yàn)結(jié)果及其分析

3.1 滯回曲線與骨架曲線

根據(jù)式（2）計(jì)算柱底彎矩M，結(jié)合柱端水平位移d繪制滯回曲線，通過M-d滯回曲線提取骨架曲線特征點(diǎn)并進(jìn)行曲線擬合，如圖8 所示。

圖8 箱形截面柱試件M-d 滯回曲線與M-θ 骨架曲線Fig.8 M-d hysteretic loops and M-θ skeleton curves of box-section columns

根據(jù)M-d滯回曲線提取出構(gòu)件在試驗(yàn)過程中承受的最大彎矩值Mu，并根據(jù)構(gòu)件板材的實(shí)際屈服強(qiáng)度計(jì)算屈服彎矩My，計(jì)算結(jié)果如表6 所示。試驗(yàn)構(gòu)件的最大層間位移角為骨架曲線中彎矩下降至最大彎矩的85%對(duì)應(yīng)的位移角θu。試件B-1、B-2 與B-3 的最大層間位移角θu保持在1/25 以上，符合《建筑抗震設(shè)計(jì)規(guī)范》（GB 50011—2010）[15]的彈塑性層間位移角限值大于1/50 的要求。

表6 滯回曲線計(jì)算結(jié)果Table 6 Test results of hysteretic curve

3.2 應(yīng)變-位移曲線

以試件B-1 截面應(yīng)變?chǔ)排c柱端水平位移d滯回曲線為例進(jìn)行說明，如圖9 所示。通過對(duì)比應(yīng)變片S1-1 與S1-2 的應(yīng)變滯回曲線可以看出，二者的應(yīng)變走向趨勢(shì)相同，S1-1 應(yīng)變幅值大于S2-1，符合二者的位置布置（S1 在下，S2 在上），當(dāng)壁板進(jìn)入屈曲變形階段后，應(yīng)變不再呈線性變化。對(duì)比應(yīng)變片S1-3與S1-4 的應(yīng)變滯回曲線可以看出，兩側(cè)鏡像位置處應(yīng)變滯回曲線基本符合左右對(duì)稱的圖像特點(diǎn)，各位移加載級(jí)圈內(nèi)的應(yīng)變幅值基本相同，體現(xiàn)了鋼柱的滯回加載特點(diǎn)。在水平往復(fù)加載過程中，鋼柱壁板在受壓與受拉條件下反復(fù)改變，使得材料的塑性變形累積，在加載后期，由于板件屈曲，受壓側(cè)應(yīng)變逐漸向反向增加。

圖9 試件B-1 截面應(yīng)變?chǔ)?柱端水平位移d 滯回曲線Fig.9 Strain-column end horizontal displacement ε-d hysteresis curve of box-section column B-1

通過B-1 應(yīng)變滯回曲線的示例可以看出，應(yīng)變數(shù)據(jù)能有效反饋試件失效過程，其變化規(guī)律也反映出該類新型鋼無明顯屈服平臺(tái)，從線性變化轉(zhuǎn)為非線性變化的過程未出現(xiàn)平穩(wěn)過渡段，鏡像布置應(yīng)變片的數(shù)據(jù)體現(xiàn)出鋼柱滯回加載特點(diǎn)。

3.3 承載力與延性

根據(jù)各試件截面尺寸參數(shù)對(duì)鋼柱的承載性能進(jìn)行歸一化分析，計(jì)算受彎情況下試件全截面達(dá)到屈服強(qiáng)度fy的塑性彎矩Mp，定義構(gòu)件承載力儲(chǔ)備系數(shù)Su，Su為極限承載力Mu與截面塑性彎矩Mp的比值，表征在承載力歸一化分析下的試件承載能力高低，計(jì)算結(jié)果如表7 所示。提取構(gòu)件M-d滯回曲線的試驗(yàn)數(shù)值并進(jìn)行歸一化計(jì)算，獲得M/My-θ骨架曲線，如圖10 所示。延性系數(shù)μ=θu/θy，θu為試驗(yàn)中試件承載力下降至峰值承載力的85%以下時(shí)對(duì)應(yīng)的層間位移角，θy為截面邊緣達(dá)到屈服強(qiáng)度時(shí)對(duì)應(yīng)的層間位移角。

圖10 M/My-θ 骨架曲線Fig.10 M/My-θ skeleton curves of specimens

表7 箱形柱試件承載力及延性Table 7 Bearing and ductility coefficient of specimens

箱形柱試件的極限承載力均大于截面的塑性彎矩Mp，有效利用了鋼材的強(qiáng)度。壁板寬厚比等級(jí)為S2 的試件B-2 與B-3 承載能力及延性系數(shù)高于壁板寬厚比等級(jí)為S4 的試件B-1，承載能力提升了30%以上，延性提升了25%。說明寬厚比對(duì)試件承載能力與塑性變形能力的影響較明顯，寬厚比越小，構(gòu)件承載性能與延性越高；試件B-2 與B-3 的截面尺寸相同但軸壓比不同，軸壓比的小幅度提升對(duì)構(gòu)件峰值承載力的影響不明顯，但隨著軸壓比的增大，重力二階效應(yīng)的影響增加，最大層間位移角θu減小。

3.4 耗能性能

鋼柱通過塑性變形將外界能量轉(zhuǎn)化為塑性變形能，以此提升自身的耗能能力，在鋼柱構(gòu)件低周往復(fù)加載試驗(yàn)中，耗能能量體現(xiàn)為彎矩-曲率滯回曲線所圍面積。采用正則化耗能指標(biāo)Ini描述構(gòu)件在整體滯回過程中整體能量耗散效率，計(jì)算式見式（3），其中，Mni、θni為第n加載級(jí)第i圈滯回曲線的彎矩及對(duì)應(yīng)曲率，My為構(gòu)件截面屈服彎矩，θy為屈服彎矩對(duì)應(yīng)曲率。

構(gòu)件耗能指標(biāo)計(jì)算結(jié)果如圖11 所示，Dni表示第n級(jí)第i圈的加載級(jí)圈。試件B-2 的最大耗能能力比試件B-1 高35%，說明板件寬厚比對(duì)構(gòu)件耗能性能影響較大。板件寬厚比越大，則越早進(jìn)入局部屈曲狀態(tài)，使得構(gòu)件承載力下降、耗能性能降低。相較于試件B-2，軸壓比較大的試件B-3 的最大耗能能力下降了7%，說明軸壓比對(duì)構(gòu)件進(jìn)入彈塑性工作狀態(tài)后的耗能性能影響較小。在重力二階作用的影響下，軸壓產(chǎn)生的大變形使構(gòu)件延性下降，從而導(dǎo)致耗能性能下降。

圖11 耗能指標(biāo)Fig.11 Energy consumption index

3.5 剛度退化與損傷模型

滯回試驗(yàn)中各加載級(jí)的剛度退化情況是評(píng)判鋼柱抗震性能的重要指標(biāo)。對(duì)于試驗(yàn)輸出的滯回曲線，采用割線剛度Ki表征節(jié)點(diǎn)剛度，定義為原點(diǎn)到滯回環(huán)各加載級(jí)峰值點(diǎn)的割線斜率，計(jì)算如式（4）所示。

式中：θi為第i個(gè)位移加載級(jí)圈峰值層間位移角；Mi為峰值層間位移角對(duì)應(yīng)的彎矩值。

剛度退化折線圖如圖12 所示，實(shí)際加載過程中，鋼柱存在包辛格效應(yīng)，體現(xiàn)為正負(fù)加載下割線剛度退化規(guī)律的不對(duì)稱。割線剛度選取各級(jí)加載圈的正負(fù)方向第一圈數(shù)據(jù)作為計(jì)算依據(jù)，正向加載點(diǎn)均為位移加載圈上一級(jí)至本級(jí)加載的過渡段，因此，相對(duì)于負(fù)向加載點(diǎn)的割線剛度，計(jì)算結(jié)果會(huì)略低。對(duì)比試件B-1 與B-2 可以看出，試件B-1 剛度退化速率較試件B-2 快10%左右，說明壁板寬厚比影響剛度退化速率，箱形柱壁板寬厚比越大，剛度退化越快。對(duì)比試件B-2 與B-3 可以看出，軸壓大的構(gòu)件進(jìn)入彈塑性變形階段后，在重力二階效應(yīng)影響下，剛度退化速率加快。

圖12 剛度退化折線Fig.12 Stiffness degradation line diagram

構(gòu)件在往復(fù)荷載作用下的損傷評(píng)估主要通過損傷指數(shù)D來表征，損傷指數(shù)D在0～1 之間遞增，表示試件從無損到損傷不斷累積直至破壞的全過程，表現(xiàn)了損傷的不可逆性及無方向性特征，其基本概念表達(dá)式為

式中：Si為考慮損傷后任一時(shí)刻的試件狀態(tài)（該狀態(tài)可以由構(gòu)件的承載力、延性、耗能能力等多種指標(biāo)進(jìn)行表達(dá)）；S0為試件的初始狀態(tài)；損傷指數(shù)D的計(jì)算參考Hwang 等[16]提出的兩種公式。Hwang 等綜合了試件在滯回過程中變形、能量和承載力的變化，通過不同的權(quán)重系數(shù)進(jìn)行乘積組合，在各參數(shù)取1 的情況下，對(duì)損傷影響最為顯著的因素為結(jié)構(gòu)或構(gòu)件的變形，其次為耗能變化，最后是承載力衰減，計(jì)算公式及相關(guān)參數(shù)表達(dá)如式（6）所示，各部分權(quán)重指數(shù)取值為1。

式中：μsi=Si/Sy，Si為結(jié)構(gòu)第i加載級(jí)的位移，Sy為結(jié)構(gòu)屈服位移；αi=Ei/(Fy·Sy)，為第i加載級(jí)滯回耗能量占比；Ei為第i加載級(jí)的滯回耗能；λ=Pui/Py，Pui為第i加載級(jí)承載力峰值；Py為構(gòu)件屈服承載值。

根據(jù)試驗(yàn)結(jié)果的滯回耗能、屈服位移、極限位移、承載力等力學(xué)參數(shù)，計(jì)算損傷指數(shù)D并以構(gòu)件失效時(shí)D=1 進(jìn)行校核修正。以D值為縱坐標(biāo)，橫坐標(biāo)取當(dāng)前位移加載級(jí)數(shù)n與總加載級(jí)N的比值，繪制各構(gòu)件的損傷變化曲線，如圖13 所示。

圖13 損傷指數(shù)DFig.13 Damage index-D

損傷模型曲線表現(xiàn)為下凹型，體現(xiàn)了其前期發(fā)展慢，后期增長(zhǎng)快的特點(diǎn)。在考慮承載力的影響下，Hwang 等[16]模型壁板寬厚比等級(jí)為S2 的試件B-2 與B-3 損傷發(fā)展表現(xiàn)更為平滑連續(xù)，壁板寬厚比等級(jí)為S4 的試件B-3 在最后一個(gè)加載級(jí)內(nèi)損傷發(fā)展接近50%，展現(xiàn)了其非連續(xù)性的特性。由此可見，構(gòu)件的截面等級(jí)會(huì)對(duì)其損傷發(fā)展的連續(xù)性產(chǎn)生影響，截面寬厚比越小的試件損傷發(fā)展越連續(xù)。

3.6 與其他高強(qiáng)鋼箱形柱比較

選取陳素文等[4]的Q690D 箱形柱的抗震性能試驗(yàn)結(jié)果進(jìn)行對(duì)比，節(jié)選試件B-L 的尺寸同試件B-3，按塑性截面（S1、S2）設(shè)計(jì)且柱軸壓比相同，兩者的失效模式均為局部失穩(wěn)，未出現(xiàn)整體失穩(wěn)情況，因此，長(zhǎng)細(xì)比的差異不納入比對(duì)范圍。二者的力學(xué)性能如表8 所示，通過對(duì)比看出，相較于Q690D 高強(qiáng)鋼，Q620E 新型鋼屈強(qiáng)比低7%左右，極限應(yīng)變提高了27%，其材性整體優(yōu)于Q690D 高強(qiáng)鋼。構(gòu)件尺寸信息如表9 所示，根據(jù)二者材性與截面尺寸計(jì)算其塑性彎矩Mp，比較二者的承載力與延性，結(jié)果如表10 所示。試件的耗能能力對(duì)比如圖14 所示。

圖14 試件B-3 與B-L 耗能性能對(duì)比Fig.14 Energy dissipation performance of specimen

表8 高強(qiáng)鋼材性比對(duì)Table 8 Comparison of HSS properties

表9 試件尺寸信息Table 9 Dimension information of component

表10 構(gòu)件試驗(yàn)結(jié)果比對(duì)Table 10 Comparison of component test results

對(duì)比表8、表10 和圖14 可以看出，與試件B-L相比，試件B-3 的耗能性能提升了20%左右，延性提升了近一倍，承載能力則提高了50%?？梢钥闯觯噍^于Q690D 普通高強(qiáng)鋼，Q620E 新型鋼在力學(xué)性能與構(gòu)件抗震方面均體現(xiàn)出較大的優(yōu)勢(shì)。

4 結(jié)論

基于鋼柱滯回試驗(yàn)結(jié)果，提取荷載-位移滯回曲線與骨架曲線，從承載力、延性、耗能、剛度退化與損傷模型方面對(duì)比分析試件的抗震性能，結(jié)論如下：

1）Q620E 新型鋼滿足《高鋼標(biāo)》設(shè)計(jì)使用的材性要求，其屈強(qiáng)比為0.85 左右，比普通高強(qiáng)鋼的屈強(qiáng)比低7%左右，極限應(yīng)變提升了27%。

2）新型鋼焊接箱形柱滯回加載的失效模式主要為壁板屈曲導(dǎo)致的構(gòu)件局部失穩(wěn)；壁板寬厚比越小，構(gòu)件滯回性能越好，承載能力、耗能性能與延性越高，損傷發(fā)展具有連續(xù)性。

3）在加載過程中，低屈強(qiáng)比高強(qiáng)鋼箱形柱的最大層間位移角保持在1/25 以上，符合《建筑抗震設(shè)計(jì)規(guī)范》（GB 50011—2010）[15]的彈塑性層間位移角θp限值大于1/50 的要求。

4）同為截面塑性設(shè)計(jì)的鋼柱，與Q690D 普通高強(qiáng)鋼相比，Q620E 新型鋼承載力提升50%、延性提升1 倍、耗能水平提升20%左右，表明鋼材材性的改良可有效提升框架柱的抗震性能，可考慮在高強(qiáng)鋼建筑結(jié)構(gòu)中應(yīng)用該類新型鋼。