段留省，蘇明周，李 慧

( 1. 長安大學 建筑工程學院，陜西 西安 710061；2. 西安建筑科技大學 土木工程學院，陜西 西安 710055；3. 恒大地產(chǎn)集團西安有限公司，陜西 西安 710000)

高強鋼組合Y形偏心支撐鋼框架(HEY)是一種新型結構體系[1]，其耗能梁段采用屈服點較低鋼材并通過彈塑性變形耗散地震能量；框架與支撐采用高強度鋼材，為耗能梁段提供足夠的約束，減少用鋼量，剪切屈服型試件的耗能能力和承載力高于彎曲屈服型試件，這與普通Y形偏心支撐鋼框架的研究成果基本一致[2-3].1/2縮尺3層Y形偏心支撐鋼框架振動臺試驗和擬靜力試驗表明表明試件抗震性能良好，但耗能梁段下端出現(xiàn)平面外變形[4-5].Montuori等對Y形偏心支撐鋼框架進行剛塑性理論分析，提出相應設計方法[6-7].Y形偏心支撐可用于RC框架震后加固，加固后結構的承載力、抗側(cè)剛度和耗能能力均有提高[8-9].有限元分析結果表明加固后RC框架的耗能能力顯著提高，框架震害有所減輕[10].Shayanfar等對Y形偏心支撐鋼框架普通型鋼耗能梁段和型鋼混凝土組合耗能梁段進行研究，表明后者受剪承載力和延性較好[11].段留省等對1榀單層單跨1/2縮尺的高強鋼組合K形偏心支撐鋼框架進行震后修復試驗，表明修復后的極限承載力與原試件相當，延性系數(shù)略有降低[12].紀曉東等對可更換鋼連梁抗震性能和震后更換可行性進行試驗研究，轉(zhuǎn)角達到0.02rad時更換連梁，采用耗費時間和殘余轉(zhuǎn)角評定可更換能力[13-14].超短連梁循環(huán)加載試驗表明連梁的彈塑性轉(zhuǎn)角接近0.14rad，采用LYP225鋼時轉(zhuǎn)角增大25%，翼緣的抗剪作用和腹板應變硬化對連梁的超強系數(shù)影響較大[15].

為進一步研究HEY試件的抗震性能和震后修復可行性，在試驗的基礎上采用ANSYS軟件對一組HEY試件進行有限元分析，考慮材料非線性和幾何非線性，重點研究受力性能、破壞機制、塑性轉(zhuǎn)動能力.

1 有限元模型

1.1 幾何模型與網(wǎng)格劃分

為便于驗證，有限元模型YL的尺寸與文獻[1]中試件HEYS一致，僅改變耗能梁段長度，以研究HEY試件的抗震性能和耗能機制.試件尺寸見圖1，耗能梁段截面見表1，其中e為耗能梁段長度，H為框架的層高.

圖1 HEYS試件立面圖(單位：mm)Fig.1 Elevation of HEYS specimens(unit: mm)

試件e/mme/H耗能梁段截面鋼材牌號YL13001/6YL24001/4.5YL35001/3.6H225×125×6×10Q345B

有限元模型及邊界條件見圖2(a)，網(wǎng)格劃分采用實體單元，耗能梁段和柱腳底板分別采用Solid186和Solid187單元，其他構件均采用Soild185單元.耦合加載點標高處節(jié)點的X方向位移ux，以模擬加載梁[1]，框架梁的面外支撐通過約束該處節(jié)點的Y方向位移uy實現(xiàn)；固接柱腳通過約束底板底面節(jié)點的全部自由度實現(xiàn).

有限元中材料的本構關系采用多線性隨動強化模型[16]，其中考慮Bauchinger效應，見圖2(b).材料性能見表2.

圖2 有限元模型與本構關系Fig.2 FEM specimens and constitutive model

鋼材t/mmE/MPaσy/MPaεy/%σu/MPaσu1/MPaQ46062.01×105496.90.24658.6559.8102.00×105468.80.23623.0529.6Q34562.08×105427.40.21571.1485.4102.02×105383.30.19554.4471.2

1.2 加載制度和破壞準則

為消除加載制度對試件耗能能力的影響，加載時采用相同的加載制度，循環(huán)加載制度見表3.其中N為循環(huán)圈數(shù)，δy為估算屈服位移，取10 mm.

為便于分析，在有限元模型未計入構件的初始幾何缺陷以及殘余應力，試件發(fā)生下列情況之一即認為破壞：1)耗能梁段最大Von mises應力超過材料的極限應力；2)層間位移角超過1/25；3)構件嚴重屈曲[17].

表3 循環(huán)加載制度[17]

2 結果分析

2.1 破壞現(xiàn)象與荷載-位移曲線

試件YL1、YL2、YL3循環(huán)加載的破壞形態(tài)見圖3，由圖可知，三者的耗能梁段發(fā)生明顯彈塑性變形，其他構件變形較小.

試件YL1耗能梁段腹板的屈曲現(xiàn)象明顯，翼緣有一定彎曲；YL2試件耗能梁段整個腹板均出現(xiàn)屈曲現(xiàn)象；YL3試件耗能梁段有明顯傾斜現(xiàn)象，僅在靠近框架梁底的區(qū)格出現(xiàn)腹板屈曲，翼緣彎曲，其他區(qū)格變形較小.

各試件循環(huán)加載的滯回曲線(荷載P-位移Δ)見圖4，由圖可知，各曲線的滯回環(huán)穩(wěn)定、飽滿，無明顯下降段；試件的初始剛度隨著耗能梁段長度增大而減小，由于截面尺寸一致，三者的極限荷載相差不大.

圖3 循環(huán)加載破壞形態(tài)Fig.3 Failure modes of cyclic loading

圖4 滯回曲線Fig.4 Load-displacement curves of cyclic loading

2.2 骨架曲線和剛度退化

循環(huán)荷載下的骨架曲線見圖5，由圖可知，試件YL1、YL2、YL3骨架曲線存在明顯的線彈性段，有轉(zhuǎn)折點，彈塑性變形段持續(xù)較長，無下降段.在0.02 rad層間位移角之前，YL1的荷載高于后二者，之后三者荷載差距逐漸減小，原因是耗能梁退出工作，抗側(cè)剛度主要由框架提供.

三者的剛度退化曲線見圖6，由圖可知，三者剛度退化曲線趨勢相似，剛度退化速率隨著耗能梁段長度增大而減緩，在0.1 rad層間位移角之前，三者剛度退化較快；之后由于耗能梁段屈服，剛度退化速率減緩，YL1的剩余剛度最大，表明耗能梁段長度對剛度退化影響較大.

圖5 骨架曲線Fig.5 Skeleton curves

圖6 剛度退化曲線Fig.6 Degeneration curves of rigidity

2.3 承載力與延性

P-Δ曲線分析結果見表4，由表可知，試件YL1、YL2和YL3的初始剛度隨著耗能梁段長度增大而減小，YL1推(拉)方向的初始剛度比后二者分別高30.2%(29.6%)、98.1%(97.3).耗能梁段長度對試件的承載力影響不大，YL1推(拉)方向的極限荷載比YL2、YL3高0.6%(0.5%)、3.4%(4.6%)；延性系數(shù)隨耗能梁段長度增大而降低.結構的延性用位移延性系數(shù)μ來評定[14]，即破壞位移Δu與屈服位移Δy的比值.結構的變形能力用層間位移角θ(θ=Δ/H，H為層高)來評定.結構的屈服位移Δy采用等效彈性剛度法[15]，確定見圖7；荷載下降到極限承載力的85%的點作為破壞點，其位移破壞位移Δu.

2.4 耗能能力

以耗散能量E和等效粘滯阻尼系數(shù)he評定試件的耗能能力，各試件的耗能能力分析見表5.由表可知，試件YL1、YL2和YL3的等效粘滯阻尼系數(shù)在0.02 rad位移角之前差別較大，YL1的耗能梁段長度最短，彈塑性變形發(fā)生最早，he增長最快；0.02 rad之后，由于梁段屈曲，抗側(cè)剛度主要由鋼框架提供，he增長速度減緩，三者差異減小.

YL1、YL2和YL3試件的耗散能量對比見圖8，由圖可知，隨著位移增大，三者的耗散能量都迅速增大，在1/50層間位移角之前，耗能梁段越短，耗散能量越多；1/50之后，三者相差很小.

圖7 確定結構屈服點Fig.7 Estimation of structure yield point

圖8 耗散能量對比Fig.8 Comparison of energy dissipation capacity

試件名稱加載方向剛度k0/kN·mm-1Δy/mm屈服點Py/kNθ/mradΔm/mm極限點Pm/kNθ/mradΔu/mm破壞點Pu/kNθ/mrad延性μYL1推89.927.56395.554.2070681.2738.4670579.0838.469.26拉-90.29-7.52-390.40-4.18-60-682.16-33.33-70-579.84-38.469.31YL2推69.109.97408.195.5250677.5527.7870575.9238.467.02拉-69.54-9.66-406.79-5.37-50-678.79-27.78-70576.97-38.467.25YL3推45.3514.79440.498.1960659.1730.3370560.2938.464.73拉-45.71-14.25-435.81-7.93-60-651.97-30.33-70-554.17-38.464.91

表5 耗能能力對比

3 震后可修復分析

3.1 構件應力分析

鋼框架柱底部和耗能梁段上端截面的應力分析見圖9，由圖可知，YL1、YL2耗能梁段腹板的Mises應力較大，前者在第6級循環(huán)(40 mm位移)時屈曲，后者在第8級循環(huán)時屈曲；YL3腹板和翼緣的應力都比較大，在第8級循環(huán)時腹板屈曲，翼緣變形明顯.

YL1、YL2、YL3三者框架柱底部截面應力分布相似，第4級循環(huán)之前，三者均處于彈性狀態(tài)，之后翼緣逐漸屈服，第8級循環(huán)后，由于耗能梁段屈曲，框架承擔的內(nèi)力迅速增大，約2/3截面達到屈服應力.

3.2 耗能梁段轉(zhuǎn)角與層間位移角

圖9 構件截面Mises應力分布Fig.9 Section Mises stress distribution of structural members

HEY試件塑性鉸力學模型見圖10，γp為耗能梁段塑性轉(zhuǎn)角，θp為框架層間位移角.耗能梁段的彈塑性變形能力可以用塑性轉(zhuǎn)角γp=Δp/e衡量，美國AISC規(guī)范[18]規(guī)定剪切屈服型耗能梁段的塑性轉(zhuǎn)角為0.08 rad；文獻[19]的研究表明低屈服點耗能梁段的塑性轉(zhuǎn)角可達0.20 rad，但未考慮框架的作用；文獻[1]中剪切屈服型耗能梁段的塑性轉(zhuǎn)角達到0.12rad.

耗能梁段塑性轉(zhuǎn)角與框架層間位移角之間的關系見表6，由表可知，文獻[20]規(guī)定的彈塑性層間位移角為0.02，相同塑性轉(zhuǎn)角條件下，耗能梁段越長，所需要的層間位移越大，引起的框架梁的彎矩越大，塑性鉸出現(xiàn)在框架梁的端部，甚至斷裂[1].

圖10 HEY試件塑性鉸力學模型Fig.10 Plastic hinges model of specimens HEY

θp/adγp/radθp/γp(e/H)e/mm0.02[19]0.08[17]0.254500.02[19]0.12[1]0.152700.02[19]0.20[18]0.10180

在耗能梁段長度選取的時候應考慮梁段塑性轉(zhuǎn)動能力與框架層間位移角的變形協(xié)調(diào)關系，防止耗能梁段的彈塑性變形尚未充分發(fā)揮而框架已變形嚴重，造成震后修復困難.綜上，Y形偏心支撐鋼框架耗能梁段長度e不宜超過0.25H.

4 結論

(1)耗能梁段長度Y形偏心支撐鋼框架初始剛度和剛度退化影響較大，對極限承載力影響較小.

(2)在0.02層間位移角之前，耗能梁段越短，耗散能量越多；0.02之后，三者相差很小.

(3)為保證耗能梁段工作性能和震后可修復性，Y形偏心支撐鋼框架耗能梁段長度不宜超過0.25H.