程倩倩，連 鳴,2，關(guān)彬林，張 浩，蘇明周,2

(1. 西安建筑科技大學土木工程學院，陜西，西安 710055；2. 西安建筑科技大學結(jié)構(gòu)工程與抗震教育部重點實驗室，陜西，西安 710055)

隨著社會經(jīng)濟的不斷發(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)計向結(jié)構(gòu)功能可恢復轉(zhuǎn)變，重要的高層建筑應(yīng)能實現(xiàn)震后功能可快速恢復?？筛鼡Q機制和耗能機制是實現(xiàn)結(jié)構(gòu)震后功能可快速恢復的核心機制[1]。近年來，國內(nèi)外學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，并對其抗震性能進行研究，研究結(jié)果表明結(jié)構(gòu)損傷主要集中于耗能構(gòu)件，可以通過更換損傷嚴重的耗能構(gòu)件實現(xiàn)結(jié)構(gòu)功能的快速恢復。

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，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]、高強度鋼材的強度優(yōu)勢[13]以及可更換的設(shè)計理念，課題組提出含雙槽鋼截面可更換耗能梁段的高強鋼框筒結(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腹板螺栓連接，如圖1 所示。為了充分發(fā)揮不同強度鋼材的優(yōu)勢，耗能梁段采用屈服點較低且耗能能力較好的鋼材，裙梁和框筒柱采用強度較高的鋼材。

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)強度和剛度耦合的問題，從而優(yōu)化結(jié)構(gòu)設(shè)計；Ji 等[16]建議了雙槽鋼腹板螺栓連接的可更換連梁，并對其抗震性能和雙槽鋼截面耗能梁段的可更換能力進行了試驗研究。研究結(jié)果表明雙槽鋼截面可更換耗能梁段可以實現(xiàn)穩(wěn)定的滯回行為，扮演“結(jié)構(gòu)保險絲”充分發(fā)展塑性耗能；由于腹板螺栓連接的變形貢獻使結(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，通過更換新的雙槽鋼即可快速恢復結(jié)構(gòu)功能，符合現(xiàn)階段震后功能可快速恢復的性能需求。筆者研究團隊[17]通過有限元分析了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)件首先進入塑性耗散地震能量，其余高強鋼構(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)耗能能力差的問題。隨后課題組[18]對2/3 比例的HSS-FTS-RDSL 子結(jié)構(gòu)試件進行了循環(huán)加載試驗研究，試驗結(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)計參數(shù)和雙槽鋼腹板螺栓連接設(shè)計構(gòu)造細節(jié)等均對結(jié)構(gòu)性能有明顯的影響，目前缺少相關(guān)的研究，故有必要對其進行詳細的有限元參數(shù)分析，為后續(xù)研究及其工程應(yīng)用提供理論參考。

本文首先通過對耗能梁段腹板所用鋼材進行循環(huán)加載試驗得到其循環(huán)本構(gòu)，考慮材料、幾何和接觸三種強非線性行為，建立HSS-FTS-RDSL子結(jié)構(gòu)試件的精細化有限元模型，驗證有限元模型的準確性和適用性。然后建立了16 個足尺子結(jié)構(gòu)的有限元模型，通過非線性有限元分析主要設(shè)計參數(shù)對結(jié)構(gòu)滯回性能的影響規(guī)律。

1 試驗概況

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)計的某30 層HSS-FTS-RDSL 辦公樓，設(shè)計地震基本加速度為0.2g，設(shè)計地震分組為第二組，建筑場地類別為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)為試驗試件原型，試驗試件截面與原型截面幾何相似比為2∶3。圖2 為試驗試件的立面圖，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位于柱中間高度，故試驗子結(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，長度比e/(Mp/Vp)為1.09，采用Q235 鋼材，滿足《建筑抗震設(shè)計規(guī)范》(GB 50011-2010)[19]和ANSI/AISC 341-16[20]對剪切型耗能梁段長度比限值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10.9 級M16 的高強螺栓連接，螺栓孔的邊距和中距滿足《鋼結(jié)構(gòu)高強度螺栓連接技術(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連接處偏心受剪螺栓群[14]進行設(shè)計，同時驗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節(jié)圖。

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

1.2 加載裝置與加載制度

圖 4 試驗裝置Fig. 4 Test setup

試驗過程中首先施加柱軸力，并保持加載過程中恒定；然后采用位移控制的加載制度施加水平往復荷載，加載制度如圖5 所示，規(guī)定作動器推向為正，拉向為負。為了研究雙槽鋼截面耗能梁段的可更換能力，試驗分兩個階段進行加載。階段I 加載至2.5Δye，此處的Δye為預估的屈服位移。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，通過作動器使結(jié)構(gòu)處于側(cè)移為0 的狀態(tài)進行階段II 的加載。

圖 5 加載制度Fig. 5 Loading history

2 有限元驗證

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)點空間六面體單元(C3D8R)進行模擬，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的螺栓孔尺寸，可以準確地模擬試驗過程中的滑移段，螺栓預拉力通過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)置與試驗相同，約束柱底的平動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加載制度相同的位移荷載。由于有限元分析無法考慮耗能梁段的更換，且試驗階段II 在結(jié)構(gòu)側(cè)移為0 的狀態(tài)進行加載，故僅對階段II 進行驗證。

2.2 鋼材本構(gòu)

文獻[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]，而無塑性變形或輕微進入塑性的裙梁、框筒柱和螺栓采用隨動強化本構(gòu)模型，具體參數(shù)參考單調(diào)加載的材性試驗數(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

對耗能梁段所用鋼材進行循環(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)對試件進行大應(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 疲勞試驗機，采用標距為12.5 mm 的引伸計測量加載過程中的應(yīng)變，引伸計量程為±20%，采用應(yīng)變?yōu)?.2%/s 的恒定速率進行加載。標定的Chaboche 塑性本構(gòu)模型參數(shù)列于表1，等向強化定義了屈服面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；隨動強化采用4 組背應(yīng)力疊加的方式得到較為準確的隨動強化關(guān)系，其中常數(shù)Ckin,k和γk(k取1～4)通過試驗數(shù)據(jù)標定。結(jié)果表明對于傳統(tǒng)的國產(chǎn)Q235 鋼材，鋼材的隨動強化作用較為明顯。為了驗證標定參數(shù)的有效性，采用ABAQUS 中的combined cycle hardening 材料屬性對標定的參數(shù)進行校核，對比試驗和有限元的應(yīng)力-應(yīng)變曲線(見圖10)可知，標定的參數(shù)可以較為準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 有限元與試驗結(jié)果對比

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

元與試驗得到的滯回曲線吻合較好，有限元模型可以較為準確地模擬螺栓在擴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化現(xiàn)象，有限元模擬和試驗得到的滑移荷載基本一致。表2 給出了有限元模型與試驗的性能指標對比，其中有限元和試驗得到的正向和負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，說明耗能梁段屈服之后呈現(xiàn)出明顯的塑性強化行為，結(jié)構(gòu)表現(xiàn)出一定的超強。

圖12 和圖13 給出了有限元模型和試驗試件的整體破壞模式和耗能梁段破壞模式對比，有限元模型和試驗呈現(xiàn)相同的破壞模式。由于有限元模型沒有考慮鋼材的斷裂，用等效塑性應(yīng)變(PEEQ)來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確地模擬試驗試件在循環(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 標定的Chaboche 本構(gòu)模型參數(shù)Table 1 Calibrated Chaboche constitutive model parameters

圖 10 試驗和有限元分析對比Fig. 10 Comparisons between test and finite element analysis

3 有限元參數(shù)分析

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

由上文分析可知HSS-FTS-RDSL 可以實現(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。同時腹板螺栓連接形式為工程設(shè)計人員所熟知，便于實際工程的應(yīng)用。為了進一步研究HSS-FTS-RDSL 的滯回性能，建立試驗試件的足尺有限元模型，對影響結(jié)構(gòu)滯回性能的設(shè)計因素進行有限元參數(shù)分析。

3.1 有限元模型設(shè)計

建立試驗試件的原型子結(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)計了16 個HSS-FTS-RDSL 單層單跨足尺子結(jié)構(gòu)模型，基本設(shè)計參數(shù)如表3～表6 所示。Base試件的耗能梁段長度比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 有限元模型與試驗性能指標對比Table 2 Comparison of performance indexes between finite element model and test

圖 12 整體破壞模式對比Fig. 12 Comparison of global failure mode

圖 13 耗能梁段破壞模式對比Fig. 13 Comparison of failure mode of the shear link

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

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

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

表 6 WD 系列模型設(shè)計參數(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度。由文獻[24]可知，η 不應(yīng)小于0.5，當慣性矩折減系數(shù)η 為0.5 時，耗能梁段長度e為900 mm，對應(yīng)耗能梁段長度比e/(Mp/Vp)為1.68。故WA 系列模型的耗能梁段長度在300 mm～900 mm 變化，其長度比范圍為0.56～1.68。WB 系列模型改變?nèi)沽旱目缍?，其跨度?.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 系列模型通過改變螺栓直徑和加固板厚度，研究其對結(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 級高強螺栓采用隨動強化塑性本構(gòu)，屈服強度和抗拉強度取名義值，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取屈服強度名義值，其余參數(shù)參考表1。采用與試驗階段II 相同的加載制度進行循環(huán)加載，加載至試件失效，定義層間側(cè)移角達到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。對比各系列模型滯回曲線可以發(fā)現(xiàn)：1) 耗能梁段長度比較小時，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，耗能梁段的翼緣抗剪貢獻隨耗能梁段長度比的減小而增大；且長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，故耗能梁段超強更明顯。隨著耗能梁段長度的增加，滯回曲線后期承載力增長平緩穩(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，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，裙梁跨度越大，其耗能梁段轉(zhuǎn)角越大；3)耗能梁段長度比e/(Mp/Vp)為1.12時，改變耗能梁段加勁肋間距對結(jié)構(gòu)滯回曲線基本沒有影響；4)模型WD2 由于螺栓直徑過小，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)加載過程均發(fā)生中斷。減小螺栓直徑會降低連接處的抗滑移承載力，使得螺栓滑移提前；減小加固板厚度會增大連接處變形，從而增大滯回曲線捏縮長度。圖16 給出了WD 系列模型連接變形貢獻隨層間側(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，連接對耗能梁段的約束作用變?nèi)酰瑥亩谝欢ǔ潭壬辖档土撕哪芰憾蔚乃苄园l(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Fig. 15 Flange shear contribution of the links in WA models

圖 16 WD 系列模型連接變形貢獻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 的螺栓直徑過小，其螺栓桿應(yīng)力超過抗拉強度，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，其余模型在加載過程中承載力均保持穩(wěn)定增長，無承載力下降現(xiàn)象。對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度的增加而減小，耗能梁段長度比較小時，結(jié)構(gòu)后期承載力增長較快，呈現(xiàn)明顯的超強行為。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) 當耗能梁段長度比為1.12 時，減小加勁肋間距對結(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)置過密產(chǎn)生的應(yīng)力集中，可以適當放大加勁肋間距；4) 適當減小螺栓直徑對結(jié)構(gòu)承載力影響較小，但是螺栓直徑過小可能會發(fā)生連接失效；減小加固板厚度會降低結(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，但是裙梁跨度對結(jié)構(gòu)初始剛度的影響較小。耗能梁段加勁肋間距對結(jié)構(gòu)初始剛度基本沒有影響。改變螺栓直徑對結(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%。各模型在整個加載過程中呈現(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降低結(jié)構(gòu)耗散的能量，模型WD4 由于連接處變形過大，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，說明該位置累積塑性應(yīng)變越大，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

對比WA 系列模型的PEEQ 云圖可得：1) 耗能梁段長度比越小，其PEEQ 越大，但是耗能梁段長度比較小時(模型WA1)，耗能梁段累積塑性應(yīng)變過大，耗能梁段在未達到極限狀態(tài)時，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，裙梁端部有輕微塑性，裙梁端部PEEQ 值隨耗能梁段長度的增加呈增大的趨勢；3) 耗能梁段長度比較大時(模型WA5)，耗能梁段端部區(qū)格塑性發(fā)展嚴重，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，隨著耗能梁段長度比的增大，結(jié)構(gòu)承載力、剛度和耗能能力逐漸降低，長度比過小時，耗能梁段腹板PEEQ 較高，長度比過大時，耗能梁段不能充分發(fā)展塑性?；诒疚膶A 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，建議耗能梁段長度比在0.84～1.40 變化。

對比WB 系列模型的PEEQ 云圖可得，相同層間側(cè)移時，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，裙梁端部塑性保持在較低水平，裙梁跨度為3.6 m 時，其端部PEEQ明顯增大。基于本文對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4.6。

對比WC 系列模型的PEEQ 云圖可得，改變耗能梁段加勁肋間距對耗能梁段PEEQ 云圖分布影響不明顯。綜合WC 系列模型的分析可得，耗能梁段長度比為1.12 時，改變耗能梁段加勁肋間距對結(jié)構(gòu)的承載力、剛度和耗能能力影響較小，但是加勁肋間距過大時(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大。基于本文對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，建議可以適當放大耗能梁段腹板加勁肋間距。

對比WD 系列模型的PEEQ 云圖可得，減小螺栓直徑會輕微降低耗能梁段的累積塑性應(yīng)變，減小螺栓直徑會使螺栓較早地克服靜摩擦力，從而使得螺栓滑移提前，故在進行連接設(shè)計時，可以通過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度VP的比值。耗能梁段超強系數(shù)受長度比影響較大，模型WA1 和WA2 由于長度較小，超強系數(shù)大于2.0，其余模型的超強系數(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，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。對比WA 系列模型可得，相同層間側(cè)移角時，耗能梁段剪切變形隨耗能梁段長度比的減小而增大；對比WB 系列模型可得，相同層間側(cè)移角時，隨裙梁凈跨高比的增大，耗能梁段剪切變形越明顯；對比WC 系列模型可得，改變加勁肋間距對耗能梁段的剪切變形影響很小，幾乎沒有變化；對比WD 系列模型可得，相同層間側(cè)移角時，減小螺栓直徑和減小加固板厚度均會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較大，不可忽略。圖25 給出了極限狀態(tài)時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度的增加而增加。每個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)。連接變形過大會使得結(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。在進行結(jié)構(gòu)設(shè)計時，可以通過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鋼框筒子結(jié)構(gòu)試件的有限元模型，驗證了有限元模型的正確性，然后對影響結(jié)構(gòu)滯回性能的設(shè)計因素進行了參數(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鋼框筒結(jié)構(gòu)地震作用下?lián)p傷集中于耗能梁段，通過雙槽鋼截面耗能梁段進入塑性耗散能量，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，耗能梁段長度比過小時，耗能梁段PEEQ 值較大，耗能梁段長度比過大時，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，裙梁截面發(fā)展了一定程度的塑性?；诒疚牡姆治鼋Y(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4.6 的裙梁中。

(4) 耗能梁段長度比為1.12 時，改變耗能梁段加勁肋間距對結(jié)構(gòu)承載力、剛度和耗能能力幾乎沒有影響。基于本文的分析結(jié)果，可以適當增大雙槽鋼截面耗能梁段腹板加勁肋間距。

(5) 減小螺栓直徑會使連接處螺栓滑移提前，對結(jié)構(gòu)剛度和承載力影響較??；減小加固板厚度會增加連接變形，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系數(shù)受長度比影響較大，長度比小于或等于0.84 時，超強系數(shù)大于2.0，長度比大于0.84 時，超強系數(shù)在1.42～1.79變化。