鋼支撐-混凝土框排架結(jié)構(gòu)抗震性能試驗及有限元分析*

王富民， 高向宇， 黃 金， 曾圳杰

(北京工業(yè)大學建筑工程學院， 北京 100124)

0 引言

我國中、大型火電廠既有建筑及新建建筑在各種電力建設(shè)中均占有較大比重，由于鋼支撐-混凝土框排架結(jié)構(gòu)滿足這類工業(yè)建筑對于剛度、承載力及抗震方面的需求，且常規(guī)的制作工藝相對比較簡單，具有一定的經(jīng)濟優(yōu)勢[1]，因此，火電廠目前仍以鋼支撐-混凝土框排架結(jié)構(gòu)為主要結(jié)構(gòu)形式。

由于功能、工藝及建設(shè)方面的要求，火電廠常存在錯層、不規(guī)則、連接復(fù)雜、大開洞以及重型設(shè)備高位布置等情況，結(jié)構(gòu)的質(zhì)量和剛度在空間和平面上分布不均勻，扭轉(zhuǎn)效應(yīng)明顯[2]，并且鋼支撐在強震作用下可能屈曲失穩(wěn)或退出工作，會加劇結(jié)構(gòu)扭轉(zhuǎn)及非線性變形[3]。對于質(zhì)量較大、受力較大的煤倉間底層，由于其功能的需要，只能布置單根斜撐?？紤]到普通鋼支撐可能存在多種破壞形式[4]，現(xiàn)行混凝土框排架的可靠度、結(jié)構(gòu)彈塑性變形等抗震性能是否滿足性能化設(shè)計的要求等，值得進一步研究。

我國《建筑抗震設(shè)計規(guī)范》(GB 50011—2010)(簡稱抗震規(guī)范)規(guī)定，對火電廠這種符合一定條件的豎向不規(guī)則結(jié)構(gòu)應(yīng)進行彈塑性變形分析，這項工作依賴于計算模型的準確性。目前已有眾多學者對此類結(jié)構(gòu)進行了數(shù)值模擬分析，劉林[5]采用ABAQUS有限元軟件，對大型火電廠少墻型鋼筋混凝土框架結(jié)構(gòu)體系進行彈塑性時程分析，其中梁、柱采用實體單元，研究結(jié)果表明剪力墻成為結(jié)構(gòu)的第一道抗震防線,型鋼混凝土框架成為結(jié)構(gòu)的第二道抗震防線；車亞玲[6]利用ETABS程序?qū)Υ笮突痣姀S鋼筋混凝土框排架結(jié)構(gòu)進行反應(yīng)譜分析和靜力彈塑性Pushover分析，其中梁、柱采用桿元模擬，研究了鋼筋混凝土框排架協(xié)同工作以及錯層對結(jié)構(gòu)的影響，同時研究了結(jié)構(gòu)的剛度隨加載步數(shù)的變化，并得出結(jié)構(gòu)的剛度退化線性公式；宋遠齊等[7]采用MIDAS集中塑性鉸的方式，對結(jié)構(gòu)進行靜力彈塑性地震反應(yīng)分析，研究該類結(jié)構(gòu)的整體抗震性能和破壞過程，研究表明結(jié)構(gòu)存在較多的薄弱環(huán)節(jié)，在設(shè)計時應(yīng)引起高度重視；吳濤[8]利用ANSYS有限元軟件，采用截面離散法對某大型火力發(fā)電廠鋼筋混凝土框排架進行有限元分析，其中梁、柱采用梁單元，并提出了針對該體系的計算方法、設(shè)計方法和相應(yīng)的構(gòu)造措施。

綜上所述，目前的研究多是針對鋼筋混凝土框排架、鋼框排架抗震性能，對鋼支撐-混凝土框排架抗震性能研究較少，特別是對鋼支撐的抗震作用研究較少。在有限元模擬中多是采用梁單元模擬框架梁、桿系單元模擬支撐，對整體結(jié)構(gòu)進行靜力彈塑性分析，雖然這種模型計算效率很高，但精度較低，不能考慮塑性沿桿截面與長度方向分布。此外，若是同時采用集中塑性鉸模型分析結(jié)構(gòu)整體抗震性能往往會高估結(jié)構(gòu)的延性[9]。本文以某單機容量為600MW的大型鋼筋混凝土火電廠為例，選取鋼支撐較少的某橫向結(jié)構(gòu)單元作為本次研究對象。通過對一榀鋼支撐-混凝土框排架結(jié)構(gòu)模型進行擬靜力反復(fù)加載試驗，研究其破壞機理、滯回特性、骨架曲線和耗能能力等抗震性能以及鋼支撐在抗震防線轉(zhuǎn)換中所發(fā)揮的作用。使用ABAQUS有限元軟件進行實體建模，研究影響抗震性能的相關(guān)因素并與試驗結(jié)果進行對比，為改進柱截面提高抗震性能、有限元模型的精準度及縮尺模型的建立提供了參考與建議。

1 試驗概況

1.1 試件設(shè)計

原結(jié)構(gòu)火電廠房橫向為鋼支撐-混凝土框排架結(jié)構(gòu)，縱向為鋼支撐-混凝土框排架結(jié)構(gòu)，抗震設(shè)防烈度為8度，Ⅱ類場地，其結(jié)構(gòu)平面布置如圖1所示。

考慮到原結(jié)構(gòu)橫向較弱及實驗室條件限制，選取原結(jié)構(gòu)中抗側(cè)構(gòu)件較少且具有框架和排架兩種結(jié)構(gòu)形式的⑤軸(圖1)為研究對象，其中汽機房部分為排架、除氧間與煤倉間為框架，按縮尺比例為1∶10進行結(jié)構(gòu)模型試驗。試驗單元總體尺寸及鋼支撐布置形式見圖2，連接件及鋼支撐構(gòu)造參數(shù)分別見圖3，梁、柱構(gòu)造參數(shù)見圖4，更為詳細內(nèi)容見文獻[10]。

圖1 原結(jié)構(gòu)1層平面布置圖

圖2 試驗單元和鋼支撐布置

圖3 連接件及鋼支撐構(gòu)造參數(shù)

圖4 梁、柱構(gòu)造參數(shù)

1.2 試驗材料

為保證箍筋與混凝土的相互作用，框架柱并未選用鍍鋅鐵絲，而是選用φ6熱軋鋼筋，并保證配箍率不變?；A(chǔ)梁采用的混凝土強度等級為C50。

結(jié)構(gòu)模型分4次澆筑完成，每次澆筑1.1m。由同等條件下養(yǎng)護28d的6個立方體抗壓試塊的標準值測得4個施工階段混凝土的軸心抗壓強度分別為33.58，32.7，36.23，36.55MPa，抗壓強度平均值為34.77MPa，按《混凝土結(jié)構(gòu)設(shè)計規(guī)范》(GB 50010—2010)(簡稱混凝土規(guī)范)推斷框架柱混凝土強度等級為C25(其中混凝土變異系數(shù)δcu按混凝土規(guī)范查取)，略低于原有設(shè)計，主要是由于冬季施工使混凝土受凍以及降水導致混凝土強度增長緩慢。

結(jié)構(gòu)模型主要鋼筋、鋼板的材性試驗結(jié)果分別見表1，2，其中結(jié)構(gòu)模型鋼支撐、節(jié)點板、預(yù)埋件、鋼梁等均采用Q235B鋼板，分配梁、預(yù)埋加載耳板等采用Q345B鋼板。

表1 鋼筋力學性能

表2 鋼板力學性能

1.3 試驗方案

試驗在北京工業(yè)大學工程抗震與結(jié)構(gòu)診治北京市重點實驗室進行，試驗加載裝置如圖5所示。由兩個各為500kN的液壓千斤頂(東側(cè)千斤頂作用于分配梁3上距KZ3約1/3處，西側(cè)千斤頂作用于分配梁4上距KZ2約1/4處)，通過兩根分配梁分配給4根柱子，按照混凝土強度等級為C35計算得出分配梁3，4應(yīng)分別施加290，164kN豎向荷載，各柱軸壓比按照表3(已扣除由配重塊產(chǎn)生的軸壓)施加，在千斤頂端部安裝滑板保證豎向荷載作用點可隨側(cè)向變形而移動。試件的質(zhì)量主要集中于標高1.75，3.005，4.253m處，因此通過兩根分配梁將水平荷載按照0.47∶1∶0.35的比例(由振型分解反應(yīng)譜法按照第1階振型計算得出)分配給三點(圖5中A，B，C三點)。

圖5 試驗加載裝置圖

表3 柱軸壓比及軸力

由于結(jié)構(gòu)豎向尺寸較大，故在結(jié)構(gòu)標高3.625m處設(shè)置抗側(cè)裝置(圖6)，防止結(jié)構(gòu)在加載過程中產(chǎn)生較大的平面外變形而影響試驗結(jié)果，并在抗側(cè)裝置及混凝土表面粘貼聚四氟乙烯塑料薄板來減少抗側(cè)裝置與框架柱表面的摩擦。試件底部基礎(chǔ)梁用高強螺栓、壓梁、頂梁與地面連接并用千斤頂限位來限制試件在試驗過程中的移動。圖7為試驗現(xiàn)場照片。

圖6 抗側(cè)裝置圖

圖7 試驗現(xiàn)場

頂點位移加載控制方案見圖8。首先豎向荷載加載至預(yù)定值，然后再進行預(yù)加載來檢測設(shè)備。正式加載時先推后拉，水平荷載采用位移控制逐級加載，每級循環(huán)往復(fù)2次(在±H/250時循環(huán)3次，H為KZ4柱高)，并于最后一次加載達到側(cè)移要求時保持荷載不變，觀察裂縫。直至水平荷載下降到峰值荷載的85%或者試件已明顯破壞無法繼續(xù)加載，或試驗設(shè)備達到最大量程時停止加載。

圖8 頂點位移加載控制方案

試驗?zāi)Ｐ蜏y點布置示意圖如圖9所示。在每層柱腳沿豎向布置混凝土應(yīng)變片，柱內(nèi)縱筋及箍筋布置應(yīng)變片，梁端縱筋、箍筋布置應(yīng)變片，鋼支撐端部沿軸向布置應(yīng)變片(圖2)。在基礎(chǔ)梁端部布置百分表，監(jiān)測加載時柱腳是否產(chǎn)生滑移。在每層梁截面形心處布置位移計量測位移，在鋼支撐軸向布置拉線位移計測量支撐軸向變形。試驗過程中全部位移、應(yīng)變及荷載等均采用IMP數(shù)據(jù)采集系統(tǒng)實時記錄。

圖9 測點布置示意圖

2 試驗現(xiàn)象及破壞機制

2.1 試驗現(xiàn)象

規(guī)定水平作動器推為正、拉為負。KZ4的頂點位移為主控位移，標高2m以下為混凝土裂縫主要觀察區(qū)域。

水平加載位移為±H/1 250(3.33mm)及±H/1 000(4.16mm)時，KZ4未出現(xiàn)明顯變形和裂縫，力-位移曲線呈線性變化，表明結(jié)構(gòu)處于彈性范圍階段；當位移達到±H/550(7.57mm)時，KZ4東側(cè)柱腳出現(xiàn)寬度約為0.8mm的橫向貫通裂縫，ZC2下端埋件邊緣出現(xiàn)豎向裂縫，KL1-2西端側(cè)表面出現(xiàn)交叉裂縫，其上部支撐的預(yù)埋件與KZ3連接段產(chǎn)生豎向裂縫，說明鋼支撐有利于結(jié)構(gòu)的抗震。當位移達到±H/350(11.89mm)時，KZ2柱腳出現(xiàn)貫通裂縫且裂縫寬度達0.3mm，如圖10(a)所示，KZ3距柱腳15～20mm范圍內(nèi)出現(xiàn)長約25cm、寬約0.25mm的長斜裂縫，如圖10(b)所示，KL5西側(cè)與預(yù)埋件連接處下部混凝土已開裂脫落，如圖10(c)所示。

圖10 位移達到±H/350時裂縫開展情況

當位移達到±H/250(16.65mm)時，KZ1中下部出現(xiàn)貫通裂縫，KZ3下部出現(xiàn)三角形裂縫區(qū)，KL1-1，KL2-1的兩端向中部產(chǎn)生新的斜裂縫，其中KL1-1上部樓板與KZ3相交處混凝土掉落，與KZ2連接處裂縫寬度增大至1.3mm，KL2-1上部樓板下表面出現(xiàn)多條南北走向的水平貫通裂縫，此時結(jié)構(gòu)達到屈服；當位移達到±H/200(20.82mm)時，距KZ2西南角10cm范圍內(nèi)混凝土壓碎脫落，其周圍水平裂縫寬度達0.35mm，KL1-1兩端斜裂縫加寬，達0.25mm，且KL2-1，KL1-2的上部樓板下表面也出現(xiàn)南北向水平貫通裂縫；當位移達到±H/150(27.75mm)時，KZ2距柱腳1.4～2m范圍內(nèi)的南北兩側(cè)出現(xiàn)均勻分布的水平貫通裂縫；KZ3柱腳混凝土有被壓碎的趨勢；KZ4柱腳混凝土有少量脫落；當位移達到+H/100(41.63mm，加載至第2圈正向)時，東西兩個豎向千斤頂?shù)糨d，故停止加載。觀察發(fā)現(xiàn)：試件發(fā)生面外屈曲(向南屈曲)，其中KZ2，KZ3屈曲較明顯且KZ2屈曲(經(jīng)測量其標高1.8m處軸線偏移約9cm)比KZ3嚴重。

KZ2柱腳南側(cè)出現(xiàn)大面積混凝土壓碎脫落，箍筋外露，如圖11(a)所示；KZ3柱腳南側(cè)出現(xiàn)大塊混凝土壓碎脫落，如圖11(b)所示；KZ4柱腳東側(cè)混凝土壓碎脫落，豎向裂縫發(fā)展加寬，東側(cè)形成交叉裂縫，如圖11(c)所示；KZ3與KL5連接處混凝土大塊脫落，底部鋼支撐(ZC-1)發(fā)生明顯的平面外彎曲(向北屈曲)，KL5因此出現(xiàn)輕微扭轉(zhuǎn)，如圖11(d)所示。圖12為結(jié)構(gòu)最終破壞時裂縫的分布情況。

圖11 結(jié)構(gòu)部分構(gòu)件破壞形態(tài)

圖12 結(jié)構(gòu)破壞時裂縫分布

2.2 破壞特點

從試驗過程中可以發(fā)現(xiàn)，試件整體出鉸順序為：除氧間(框架)1層梁端→除氧間2層梁端→煤倉間(框架)2層梁端→除氧間柱腳→KL5與柱連接處(框架)下部→除氧間3層梁端。煤倉間1，2層質(zhì)量大受力大，且1層支撐拉、壓不對稱導致1層剛度降低明顯，除氧間底層剛度偏大且由于短柱的存在造成局部應(yīng)力集中，使得框架柱底層部分損傷比上部嚴重。同時框架部分承擔大部分剪力，排架柱損傷較輕。

試件最終發(fā)生較大的平面外彎曲，原因主要有以下3點：1)由于施工誤差等原因，使西側(cè)千斤頂施加豎向荷載時可以提供水平荷載；2)試件整體比較細長，面外剛度較小且由于混凝土強度等級不足致使柱子軸壓比過大；3)煤倉間1層鋼支撐受壓屈曲，產(chǎn)生較大的殘余變形，且受拉不能恢復(fù)，連帶其上部鋼梁發(fā)生扭轉(zhuǎn)，加劇試件的平面外殘余變形。

3 有限元分析

3.1 模型建立

采用ABAQUS有限元軟件建立結(jié)構(gòu)模型進行模擬分析，混凝土梁柱、鋼支撐、預(yù)埋件等均采用C3D8R單元；鋼筋采用T3D2單元。為實現(xiàn)鋼筋和混凝土之間的粘結(jié)作用，采用Embedded功能將鋼筋單元及預(yù)埋件單元嵌入到混凝土單元中；采用Tie功能模擬鋼支撐連接件與預(yù)埋件之間的焊接，有限元模型與試驗的邊界條件一致，即基礎(chǔ)梁底邊界條件為固接，結(jié)構(gòu)抗側(cè)裝置處限制其平面外水平位移，模型建立如圖13所示。

圖13 有限元模型

3.2 材料本構(gòu)

根據(jù)材性試驗得到的鋼材的應(yīng)力-應(yīng)變曲線，采用能量相等的原則，將應(yīng)力-應(yīng)變曲線等效成雙折線模型，計算出材料的彈性模量、屈服位移、屈服強度等參數(shù)，此模型可考慮鋼材在反復(fù)拉壓荷載下循環(huán)強化行為和包辛格效應(yīng)，滿足模擬計算的精度要求。為了模擬鋼筋與混凝土之間的粘結(jié)滑移作用，鋼筋本構(gòu)模型選取方自虎教授[11]提出的一個用于鋼筋混凝土結(jié)構(gòu)分析的鋼筋應(yīng)力-應(yīng)變關(guān)系滯回模型，其中塑性段與彈性段的比值取0.001；結(jié)構(gòu)主體混凝土選取ABAQUS自帶的混凝土塑性損傷模型[12]，強度等級按照實測值取C25，其本構(gòu)模型根據(jù)混凝土規(guī)范附錄C.2混凝土本構(gòu)關(guān)系計算得來，塑性損傷因子的取值利用能量等價原理確定[13]。因基礎(chǔ)梁并未出現(xiàn)損傷與變形，故將其設(shè)置成彈性。

3.3 加載制度

試驗過程中采用兩根分配梁將水平力按照計算比例施加在結(jié)構(gòu)上三點(圖5中A，B，C三點)，但由于整體結(jié)構(gòu)在進入彈塑性階段后，三點實測力的大小將不再按照計算比例分配，同時考慮到ABAQUS中方便進行后處理(比如直接提取加載點的力與位移等)，故采用三點位移加載。采用Coupling功能將三點耦合在對應(yīng)的梁截面形心處并釋放相應(yīng)的自由度。柱軸力采取同樣的方式按實測力施加，同時限制加載點平面外位移。將樓板上的配重塊換算成相應(yīng)的面荷載施加在樓板上。模擬過程中分三個分析步施加荷載，且每個分析步均打開非線性。首先施加豎向荷載并選擇向后傳遞，然后再施加水平往復(fù)荷載。由試驗數(shù)據(jù)可知，豎向荷載在加載后期已發(fā)生掉載，故在模擬時也按實際情況施加豎向荷載。

4 試驗結(jié)果及分析

4.1 整體工作機制

圖14為1層鋼支撐某截面對稱位置粘貼的4個應(yīng)變片的應(yīng)變時程曲線圖?？梢钥闯鲈摻孛娴钠骄鶓?yīng)變在加載后期達到1 200με以上，軸向應(yīng)變接近屈服，最大值超過1 500με，說明鋼支撐接近彎曲屈服，此時混凝土框排架尚未達到極限承載力。

圖14 ZC-1應(yīng)變時程曲線

從圖14可得：1)現(xiàn)有的鋼支撐-混凝土框排架單榀結(jié)構(gòu)模型的第一道抗震防線為混凝土框架梁，第二道抗震防線為混凝土框架柱，鋼支撐在結(jié)構(gòu)由第一道抗震防線轉(zhuǎn)入第二道抗震防線的過程中提供了抗側(cè)剛度和抗剪承載力，并具有一定的耗能能力。2)框架節(jié)點、連接鋼支撐的框架節(jié)點以及連接鋼橫梁的組合節(jié)點在結(jié)構(gòu)整體抗震過程中可有效傳遞內(nèi)力。從節(jié)點和預(yù)埋件的開裂程度上看，節(jié)點的抗震構(gòu)造有必要加強。3)整體結(jié)構(gòu)破壞過程較為緩慢，沒有突然破壞，屬于延性破壞。

4.2 滯回曲線

有限元模擬與試驗得到的試件滯回曲線如圖15所示。試驗曲線與現(xiàn)象吻合度良好，模型在彈性階段，承載力隨位移線性增長，試件剛度未出現(xiàn)明顯退化且卸載后無殘余變形。隨著位移增加，承載力與位移呈非線性增長，試件整體剛度開始退化并進入塑性階段。位移繼續(xù)增加，剛度不斷退化但承載力繼續(xù)增大，滯回環(huán)逐漸張開且表現(xiàn)一定的捏縮效應(yīng)。當位移達到±H/150時，正向加載時(第2圈)試件的承載力與剛度顯著降低，表明主體結(jié)構(gòu)累計損傷加重，但負向加載時，試件承載力與剛度沒有出現(xiàn)明顯的降低，可能是由于鋼支撐受壓，為結(jié)構(gòu)提供更大的抗側(cè)剛度?？傮w看，試件滯回曲線呈“紡錘形”，說明鋼支撐-混凝土框排架具備較好的抗震性能。

4.3 骨架曲線與延性性能

有限元模擬與試驗得到的骨架曲線如圖16所示。由圖16可得：1)骨架曲線呈現(xiàn)“S”形，表明試件經(jīng)歷了彈性階段、彈塑性階段、塑性下降階段。2)底部支撐屈服前，試件正向承載能力略低于負向承載能力，這是由于底部單根支撐受壓時為試件提供較大的承載力。底部支撐屈服后，試件正向承載力和負向承載力接近，這是由于反向加載時底部支撐受壓屈曲導致其剛度退化，此時由梁柱逐漸承擔水平荷載。3)隨著位移地持續(xù)增加，底部支撐屈曲嚴重，梁柱承載力持續(xù)增加。最終試件正向承載力峰值為124.53kN、負向承載力峰值為128.05kN，差值僅為2.82%，結(jié)構(gòu)拉壓對稱性相對較好。從圖15,16中可以看出，有限元模擬結(jié)果與試驗結(jié)果基本吻合，模擬總體結(jié)果較為理想。但在進入大位移時，特別是卸載時存在一定誤差。經(jīng)分析認為，此種建模方式難以較好模擬鋼筋與混凝土之間的滑移和摩擦阻力，有待改進。

圖15 試驗與模擬滯回曲線對比

圖16 試驗與模擬骨架曲線對比

表4為本次試驗統(tǒng)計的結(jié)構(gòu)骨架曲線特征點及延性系數(shù)情況，其中屈服點采用屈服彎矩法[14]確定。可以看出試件的正負向延性系數(shù)接近，拉壓對稱性相對較好。試件平均延性系數(shù)較低，是由于混凝土等級過低所致，若混凝土強度等級提高，則試件延性系數(shù)將提高。

表4 結(jié)構(gòu)特征點及延性系數(shù)

4.4 剛度退化

圖17為按照《建筑抗震試驗方法規(guī)程》(JGJ/T 101—2015)計算的試件在各級位移幅值下第1循環(huán)加載的剛度退化系數(shù)曲線，其中，e為剛度退化系數(shù)，即各級割線剛度與初始剛度之比。試件初始剛度為12.36kN/mm。由圖可知，隨著位移的增大，試件剛度系數(shù)逐步減小，試件殘余剛度為初始剛度的23.9%。加載前期剛度系數(shù)降低速率較快，后期逐漸趨于緩慢，說明結(jié)構(gòu)是延性破壞。

圖17 剛度退化系數(shù)

4.5 耗能能力

按文獻[15]計算的模型等效阻尼系數(shù)ζ如圖18所示。由圖可以看出，隨著位移的增加，試件耗散的能量以及等效阻尼系數(shù)ζ逐漸增加。位移達到±H/200前，整體框架耗能增加的幅值較小，等效阻尼系數(shù)變化較緩；位移超過±H/200后，由于1層鋼支撐進入屈服耗能階段，整體框架耗能增加，等效阻尼系數(shù)明顯增大。當試件達到屈服時，等效阻尼系數(shù)超過0.06，相比于常規(guī)混凝土框架結(jié)構(gòu)明顯提高，最終試件的等效阻尼系數(shù)達到0.19，說明試件具備良好的耗能能力。

圖18 等效阻尼系數(shù)

4.6 變形能力

圖19，20分別為結(jié)構(gòu)模型的層位移包絡(luò)圖和層間位移角，圖19，20中橫坐標負值側(cè)曲線從左至右依次為H/100，H/150，H/200，H/250，H/350，H/550，H/800。由圖可知，正反向?qū)娱g位移變化情況基本一致，說明結(jié)構(gòu)具有較好的對稱性；層位移隨加載位移的增大而增大。在位移達到±H/800時，結(jié)構(gòu)各層柱頂位移沿高度方向呈線性分布，各個層位移較接近，說明此時結(jié)構(gòu)整體處于彈性工作階段；當位移達到±H/350時，層位移沿高度分布比較均勻；當位移達到±H/250時，標高1.37m處層位移增長速度較快，這與試驗中的裂縫發(fā)展情況密切相關(guān)。當位移達到±H/350時，KZ2柱腳出現(xiàn)一些貫通裂縫、KZ3柱腳出現(xiàn)長斜裂縫，當位移達到±H/250時，KZ2，KZ3，KZ4柱腳開裂更為明顯，層位移增大。在此之后，結(jié)構(gòu)下部層位移增長變快，說明結(jié)構(gòu)下部分已經(jīng)進入深度彈塑性階段，但結(jié)構(gòu)上部位移較小，且塑性發(fā)展不明顯；當位移達到±H/100時，標高1.37m處的結(jié)構(gòu)正反向?qū)游灰品謩e為1/46，1/39，結(jié)構(gòu)上部塑性發(fā)展緩慢且最大層間位移角僅為1/200。這說明結(jié)構(gòu)的層間剛度和抗剪承載力沿高度分布不均勻，存在明顯薄弱層，有待改進。

圖19 結(jié)構(gòu)層位移包絡(luò)圖

圖20 結(jié)構(gòu)層間位移角

圖21為框架和ZC-1最終變形圖。由圖可知，模擬結(jié)果與試驗結(jié)果最終變形基本一致，其中KZ2，KZ3發(fā)生明顯的平面外彎曲且KZ2彎曲程度較大，KZ1，KZ4幾乎沒有發(fā)生平面外彎曲，ZC-1也發(fā)生較大的平面外彎曲，而結(jié)構(gòu)上部兩層支撐變形較小。

圖21 框架及ZC-1最終變形圖

4.7 損傷分析

混凝土損傷塑性模型不能直接演化出混凝土宏觀裂縫，但可通過混凝土損傷應(yīng)變云圖判斷出裂縫出現(xiàn)的位置、方向以及混凝土損傷程度。圖22為結(jié)構(gòu)模型的混凝土受壓損傷應(yīng)變云圖(因基礎(chǔ)梁只輸入彈性參數(shù)，故無損傷云圖)。從圖22中可以看出結(jié)構(gòu)模型各部位混凝土損傷先后發(fā)展順序，模擬結(jié)果的混凝土損傷程度基本與試驗過程中裂縫發(fā)展情況一致：其中KZ2損傷最嚴重，且KZ2與KZ3柱腳混凝土損傷程度較嚴重，KZ1損傷程度最??；KL5與KZ3，KZ4連接處混凝土損傷較嚴重且西側(cè)損傷較重；KL1-2與人字支撐連接處也產(chǎn)生不同程度的損傷。試驗中只觀測標高2m以下混凝土裂縫發(fā)展情況，但從模擬結(jié)果可以看出，KL3，KL1-3也出現(xiàn)不同程度的損傷且最終KL3損傷程度較大，KL4，KL2-2基本沒有損傷，由此也證明結(jié)構(gòu)上部兩層整體受力較小且鋼支撐承擔了大部分剪力。

圖22 混凝土受壓損傷應(yīng)變云圖

4.8 對主體結(jié)構(gòu)的改進

上述試驗和有限元分析表明，由于部分混凝土柱、梁出現(xiàn)開裂和損傷較早，關(guān)于發(fā)揮鋼支撐和主體結(jié)構(gòu)的協(xié)同工作尚存在一定不足，本節(jié)討論用上述經(jīng)試驗驗證的有限元模型，對主體結(jié)構(gòu)截面(增加框架柱首層及2層截面尺寸)進行改進設(shè)計的可能性和效果。將框架部分1，2層KZ2，KZ3，KZ4截面尺寸分別增加至120，200，145cm2，截面配筋率不變。圖23,24分別為試驗與增加柱截面尺寸后的結(jié)構(gòu)滯回曲線與骨架曲線對比。由圖可知，增加柱截面尺寸后結(jié)構(gòu)整體承載力提高，滯回曲線比之前更為飽滿且承載力持續(xù)增加。結(jié)構(gòu)最后沒有出現(xiàn)平面外壓曲，1層支撐平面外屈曲的程度降低。

圖23 滯回曲線

圖24 骨架曲線

圖25為增大柱截面尺寸前、后的結(jié)構(gòu)層間位移角對比。由圖可知，結(jié)構(gòu)2層層間位移角比之前有所降低，且可以有效改善此處正負向?qū)娱g位移角不對稱現(xiàn)象。

圖25 增大柱截面尺寸前、后結(jié)構(gòu)層間位移角對比

5 結(jié)論與建議

(1)單榀鋼支撐-混凝土框排架結(jié)構(gòu)在水平荷載作用下的整體工作機制為：混凝土框梁作為第一道抗震防線，混凝土框柱作為第二道抗震防線，鋼支撐在結(jié)構(gòu)由第一道防線轉(zhuǎn)入第二道防線過程中提供了抗側(cè)剛度和抗剪承載力，并具有一定的耗能能力?？蚣芄?jié)點、支撐節(jié)點及連接組合梁的節(jié)點基本可靠。整體結(jié)構(gòu)破壞過程較為緩慢，沒有突然破壞，屬于延性破壞機制。結(jié)構(gòu)整體對稱性較好，對結(jié)構(gòu)抗震比較有利。

(2)由于結(jié)構(gòu)豎向剛度不均，煤倉間1,2層質(zhì)量較大，1層鋼支撐剛度偏大且拉、壓不對稱致1層剛度退化明顯；1,2層層間位移角較大，為結(jié)構(gòu)的薄弱層。試驗和有限元建模分析結(jié)果一致。

(3)試驗和有限元模擬均可知，鋼支撐在兩個方向均存在屈曲變形，并存在明顯的殘余變形及殘余內(nèi)力，這會使與其連接的節(jié)點、鋼梁等發(fā)生扭曲，也會引發(fā)或加劇結(jié)構(gòu)平面外彎曲，對整體結(jié)構(gòu)抗震不利，對于發(fā)揮結(jié)構(gòu)抗剪延性工作機制不利。

(4)通過有限元建模增大柱截面尺寸后的計算分析表明，結(jié)構(gòu)整體抗震承載力有明顯提高，且對減小底部各層彈塑性層間位移，減輕損傷程度，改進塑性鉸分布規(guī)律具有明顯效果，建議抗震構(gòu)造設(shè)計加以改進。

(5)試驗需改進之處為：提高并保證混凝土施工質(zhì)量，合理體現(xiàn)試驗?zāi)Ｐ洼S壓比及工作狀態(tài)；在保證模型箍筋體積配筋率時，要適當減小箍筋間距，以充分體現(xiàn)微粒混凝土構(gòu)件約束混凝土的特性；在試驗?zāi)Ｐ推矫嫱饪蛇m當增加抗側(cè)裝置來提高結(jié)構(gòu)平面外剛度，以充分體現(xiàn)面內(nèi)研究的意義。