劉 哲，李吉人，孫松齡，陳全有

（1.遼寧科技大學(xué) 土木工程學(xué)院，遼寧 鞍山 114051；2.鞍鋼建設(shè)集團(tuán)有限公司 設(shè)計(jì)研究院，遼寧 鞍山 114001）

在傳統(tǒng)鋼框架的設(shè)計(jì)及理論分析中，往往將鋼框架簡化為完全剛性或完全柔性，這兩種理想狀態(tài)與實(shí)際工程是不相符的，不能反映結(jié)構(gòu)工作的真實(shí)情況。鋼框架的連接方式影響著框架的抗震性能，隨著高強(qiáng)螺栓的廣泛應(yīng)用，國內(nèi)外對(duì)于半剛性框架的研究開展較多。文獻(xiàn)［1］通過節(jié)點(diǎn)柔度對(duì)半剛性連接框架可靠性的影響來構(gòu)造半剛性連接模型，分析了半剛性連接點(diǎn)對(duì)框架有限元的影響。文獻(xiàn)［2］基于塑性設(shè)計(jì)的研究，提出了改良的半剛性連接鋼框架抗震設(shè)計(jì)方案。文獻(xiàn)［3］介紹了一種針對(duì)半剛性連接鋼框架的直接分析法，并對(duì)框架的初始缺陷、幾何非線性、材料非線性以及半剛性連接對(duì)結(jié)構(gòu)受力性能的影響進(jìn)行分析。文獻(xiàn)［4］對(duì)半剛性端板節(jié)點(diǎn)進(jìn)行了單調(diào)加載試驗(yàn)，提出了半剛性端板連接彎矩-轉(zhuǎn)角曲線的簡化計(jì)算模型。文獻(xiàn)［5-6］對(duì)T形鋼連接的半剛性梁柱節(jié)點(diǎn)進(jìn)行低周反復(fù)試驗(yàn)，分析了節(jié)點(diǎn)的受力特征。文獻(xiàn)［7-8］對(duì)幾種半剛性框架節(jié)點(diǎn)進(jìn)行了有限元分析，提供了設(shè)計(jì)依據(jù)。

國內(nèi)外對(duì)于半剛性節(jié)點(diǎn)連接鋼框架的研究都取得了眾多成果，但對(duì)于半剛性冷彎槽型鋼框架的抗震性能研究還很少，無論是在理論分析方面還是試驗(yàn)研究方面都需要補(bǔ)充和完善。并且由于半剛性連接形式十分復(fù)雜，許多國家規(guī)范中沒有對(duì)半剛性連接鋼框架的設(shè)計(jì)做出詳細(xì)規(guī)定，一般采用雙腹板頂?shù)捉卿摰倪B接形式實(shí)現(xiàn)半剛性連接，我國現(xiàn)行的關(guān)于抗震設(shè)計(jì)的相關(guān)規(guī)范中也都缺少這方面的詳細(xì)說明?！朵摻Y(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)標(biāo)準(zhǔn)》（GB50017-2017）［9］中雖然提到了半剛性連接的概念和在設(shè)計(jì)中應(yīng)考慮節(jié)點(diǎn)對(duì)框架內(nèi)力的影響，但未提及相關(guān)設(shè)計(jì)準(zhǔn)則。因此，開展半剛性連接冷彎槽型鋼框架在擬靜力荷載作用下的抗震性能研究具有很好的理論和現(xiàn)實(shí)意義。本文設(shè)計(jì)制作了單層單跨的半剛性冷彎槽型鋼框架，采用擬靜力試驗(yàn)方法進(jìn)行試驗(yàn)加載，從試件的滯回曲線、骨架曲線、彎矩-轉(zhuǎn)角曲線、延性系數(shù)、剛度退化曲線等方面系統(tǒng)地對(duì)半剛性冷彎槽型鋼框架的抗震性能進(jìn)行分析。

1 試驗(yàn)概況

1.1 試件設(shè)計(jì)及制作

依據(jù)《鋼結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)標(biāo)準(zhǔn)》（GB50017-2017）設(shè)計(jì)制作了單層單跨的半剛性連接鋼框架，試驗(yàn)鋼材采用Q345冷彎槽型鋼。因?qū)嶒?yàn)室客觀條件的限制，本試驗(yàn)采用1：5的縮尺比例，框架柱高度為700 mm，框架梁長度為1 100 mm，梁柱截面尺寸為C100 mm×50 mm×5 mm，頂?shù)捉卿摓長77 mm×53 mm×5 mm，腹板角鋼為L77 mm×45 mm×5 mm。試件設(shè)計(jì)如圖1所示。梁柱節(jié)點(diǎn)采用雙腹板頂?shù)捉卿撨M(jìn)行螺栓連接，為保證螺栓在荷載作用下不先于主體構(gòu)件發(fā)生破壞，采用12.9級(jí)M14高強(qiáng)螺栓。

圖1 鋼框架尺寸詳圖，mmFig.1 Geometries of steel frame，mm

1.2 材料性能試驗(yàn)

為測(cè)定鋼材在單向受拉狀態(tài)下的力學(xué)性能，依照《金屬材料拉伸試驗(yàn)第1部分：室溫試驗(yàn)方法》（GB/T 228.1-2010）［10］的規(guī)定在電液伺服萬能試驗(yàn)機(jī)上對(duì)試樣進(jìn)行單向拉伸試驗(yàn)，試樣的變形由位移計(jì)測(cè)定。力學(xué)試驗(yàn)結(jié)果如表1。

表1 材料性能試驗(yàn)結(jié)果Tab.1 Mechanical properties of material

1.3 加載裝置

如圖2所示，試驗(yàn)加載裝置具備水平和豎向的拉壓雙向液壓加載油缸，水平荷載最大達(dá)200 kN，豎向荷載最大達(dá)300 kN，豎向荷載由分配梁傳遞至柱頂。為保證框架柱頂部在承受軸向荷載的同時(shí)可以水平移動(dòng)，在千斤頂上部設(shè)置平面滾軸支座［11］，且支座允許滑移量大于100 mm。往復(fù)水平荷載施加于框架梁中心線處，液壓伺服作動(dòng)器一端鉸接于試件右端并與反力墻連接。

圖2 加載裝置Fig.2 Loading machine

1.4 加載制度

本試驗(yàn)依據(jù)《建筑抗震試驗(yàn)規(guī)程》（JGJT101-2015）［12］，采用力和位移混合控制加載的方法對(duì)試件進(jìn)行低周往復(fù)水平加載。通過千斤頂在兩柱頂端施加30 kN的軸向力，軸壓比為0.1，同時(shí)緩慢加載完成。在加載時(shí)檢查各測(cè)量儀表是否正常，框架柱是否變?yōu)檩S壓狀態(tài)，并在試驗(yàn)中通過不斷調(diào)節(jié)千斤頂?shù)囊缬烷y使豎向荷載盡量保持不變［13］。通過液壓加載油缸對(duì)框架施加水平力，試件屈服前采取荷載控制的分級(jí)加載方式，每級(jí)荷載增量為±10 kN，每級(jí)循環(huán)一次；當(dāng)加載至+50 kN時(shí)，位移值為5 mm，荷載-位移曲線出現(xiàn)明顯拐點(diǎn)，此時(shí)認(rèn)為試件發(fā)生屈服［14］。試件屈服后以位移控制分級(jí)加載，每級(jí)位移加載增量為Δy（Δy為試件屈服時(shí)的最大位移值），每級(jí)循環(huán)三次，直至半剛性鋼框架的承載力下降到其極限承載力的85%時(shí)，認(rèn)為試件發(fā)生破壞，停止加載。試驗(yàn)加載制度如圖3所示。

圖3 加載制度Fig.3 Loading scheme

1.5 應(yīng)變片及位移計(jì)布置

應(yīng)變片主要沿著試件梁柱中心線的方向布置，并考慮到框架的受力狀態(tài)與變形情況在其節(jié)點(diǎn)處的角鋼和柱腳翼緣上布置應(yīng)變片，以全面檢測(cè)框架各處受力狀態(tài)。在梁端上、下各布置一個(gè)位移計(jì)間接測(cè)量梁端轉(zhuǎn)角，在柱端布置位移計(jì)測(cè)量柱端轉(zhuǎn)角，進(jìn)而求得梁柱節(jié)點(diǎn)的相對(duì)轉(zhuǎn)角［15］。同時(shí)，在兩個(gè)柱腳和支座底部應(yīng)各布置一個(gè)位移計(jì)用來觀察支座是否發(fā)生滑動(dòng)。各儀器在使用前分別進(jìn)行標(biāo)定。應(yīng)變片及位移計(jì)布置如圖4所示。

圖4 測(cè)點(diǎn)布置Fig.4 Measurement points

2 試驗(yàn)現(xiàn)象

半剛性鋼框架在屈服之前沒有明顯的變形，但在推拉過程中角鋼和螺栓連接的節(jié)點(diǎn)處發(fā)生頻繁響動(dòng)。試件各部位破壞情況如圖5所示。加載位移為5 mm時(shí)，頂?shù)捉卿摮霈F(xiàn)明顯變形（圖5a），在此過程中，通過高速程控靜態(tài)電阻應(yīng)變儀采集到上頂?shù)捉卿搼?yīng)變已超過屈服應(yīng)變1 800με，下頂?shù)捉卿搼?yīng)變接近屈服數(shù)值，而腹板角鋼應(yīng)變?yōu)?50με，遠(yuǎn)未達(dá)到屈服；加載位移為10 mm時(shí)，腹板角鋼開始產(chǎn)生變形，此時(shí)腹板角鋼應(yīng)變值超過1 800με達(dá)到屈服；加載位移為15 mm時(shí)，柱腳的腹板和翼緣先后發(fā)生屈曲（圖5b），梁端并未出現(xiàn)鼓曲；加載位移為20 mm時(shí)，梁端發(fā)生鼓曲（圖5c），框架側(cè)移較為明顯；加載位移為30 mm時(shí)，左側(cè)柱腳撕裂加?。▓D5d、5e），三次循環(huán)結(jié)束后，右側(cè)柱腳因撕裂產(chǎn)生的裂縫過大而發(fā)生斷裂（圖5f），試驗(yàn)結(jié)束?？蚣苤罱K發(fā)生局部失穩(wěn)破壞，致使框架整體發(fā)生平面內(nèi)彎曲失穩(wěn)破壞，最終破壞形態(tài)如圖5g所示。

圖5 試件各部位破壞情況Fig.5 Failures at different parts of frame

3 試驗(yàn)結(jié)果及分析

3.1 應(yīng)變分析

根據(jù)應(yīng)變儀采集到的應(yīng)變數(shù)據(jù)，分析得出各部件依次發(fā)生屈服的順序是：上頂?shù)捉卿摗⑾马數(shù)捉卿?、腹板角鋼、柱腳、梁端。試驗(yàn)中發(fā)現(xiàn)梁端最后發(fā)生屈服，梁端腹板在柱腳發(fā)生撕裂破壞前發(fā)生微小鼓曲，且梁端腹板應(yīng)變達(dá)到屈服應(yīng)變，但梁端翼緣處應(yīng)變很小，因此梁端并未完全變成塑性鉸，說明半剛性節(jié)點(diǎn)已經(jīng)改善了框架結(jié)構(gòu)的內(nèi)力分布，梁端所受彎矩遠(yuǎn)小于剛性框架結(jié)構(gòu)。

3.2 滯回曲線

半剛性鋼框架試驗(yàn)荷載-位移滯回曲線如圖6所示。曲線呈“梭形”，較為飽滿對(duì)稱，無明顯“捏縮”效應(yīng)，說明耗能能力較好。出現(xiàn)輕微“捏縮”是由于螺栓與角鋼之間存在微小滑移。屈服之前為荷載控制階段，試件變形較小，滯回曲線斜率基本保持不變，呈直線上升，表明此時(shí)結(jié)構(gòu)處于彈性階段；屈服后為位移控制階段，由于結(jié)構(gòu)塑性變形的不斷累加和變形速度的加快，滯回曲線逐漸飽滿，同時(shí)曲線斜率不斷減小，出現(xiàn)非線性特征，說明結(jié)構(gòu)正處于彈塑性階段。

圖6 滯回曲線Fig.6 Hysteresis curves

3.3 骨架曲線

試驗(yàn)荷載-位移骨架曲線如圖7所示。角鋼先發(fā)生屈服，隨后是柱腳屈服，最后柱腳失穩(wěn)。屈服前，骨架曲線近似直線上升，荷載與位移呈線性關(guān)系，抗側(cè)移剛度較大。屈服后，骨架曲線出現(xiàn)非線性，在達(dá)到極限荷載78.64 kN后，承載力開始下降。推拉過程中的鋼框架抗側(cè)移剛度數(shù)值接近。

圖7 試件骨架曲線Fig.7 Skeleton curves of specimen

3.4 延性系數(shù)

延性是抗震設(shè)計(jì)中代表結(jié)構(gòu)變形能力的重要指標(biāo)，通常用延性系數(shù)μ作為判斷標(biāo)準(zhǔn)。利用破壞點(diǎn)（Δu）和屈服點(diǎn)（Δy）的位移值，通過式（1）計(jì)算延性系數(shù)。屈服點(diǎn)采用能量等值法［16］確定，破壞點(diǎn)取下降段中峰值荷載的85%所對(duì)應(yīng)的點(diǎn)。計(jì)算結(jié)果詳見表2。

表2 主要試驗(yàn)結(jié)果Tab.2 Main test results

正向延性系數(shù)達(dá)到了我國現(xiàn)行抗震規(guī)范限值要求μ≥3［17］，而反向及均值未達(dá)到要求。這可能是因?yàn)檫B接件角鋼的屈服導(dǎo)致了框架整體提前屈服。

3.5 耗能系數(shù)

本文采用能量耗散系數(shù)E和等效粘滯系數(shù)he對(duì)框架的耗能能力進(jìn)行評(píng)估。兩者數(shù)值越大，說明試件耗能能力越好［18］。

E和he的計(jì)算方法如圖8所示。S(ABC+CDA)為滯回環(huán)面積,S(OBF+ODE)為滯回環(huán)上下頂點(diǎn)相對(duì)應(yīng)的三角形面積。計(jì)算E和he的表達(dá)式

圖8 等效黏滯阻尼系數(shù)計(jì)算簡圖Fig.8 Calculation model for equivalent viscous damping coefficients

半剛性冷彎槽型鋼框架的E和he的計(jì)算結(jié)果如表3所示。半剛性鋼框架的耗能系數(shù)在加載歷程中不斷增加，峰值達(dá)到了2.24，說明試件在地震荷載作用下具有良好的耗能能力，能夠滿足一般建筑結(jié)構(gòu)的抗震需求。

表3 等效黏滯阻尼系數(shù)Tab.3 Equivalent viscous damping coefficients

3.6 剛度退化

根據(jù)《建筑抗震試驗(yàn)規(guī)程》（JGJT101-2015）的規(guī)定，以荷載-位移骨架曲線的割線剛度表示試件的抗側(cè)移剛度KΔ，計(jì)算式為

式中：+、－分別表示作動(dòng)器的推、拉向；Pi、Δi分別為第i級(jí)位移循環(huán)加載的最大水平荷載和對(duì)應(yīng)水平位移。

對(duì)試件的抗側(cè)移剛度數(shù)據(jù)進(jìn)行歸一化處理后，得到試件的剛度退化曲線，如圖9所示。半剛性冷彎槽型鋼框架的初始剛度較大，但試件剛度在加載初期進(jìn)入彈塑性階段之后便迅速下降，后期趨于平緩。破壞時(shí)割線剛度下降了81.8%，這是因?yàn)榻卿撛谕鶑?fù)荷載不斷加大的過程中發(fā)生塑性轉(zhuǎn)動(dòng)，使框架整體提前發(fā)生屈服，進(jìn)而導(dǎo)致了半剛性框架的抗側(cè)移剛度退化速度大于剛性框架。

圖9 剛度退化曲線Fig.9 Stiffness degradation curve

3.7 彎矩-轉(zhuǎn)角關(guān)系

試驗(yàn)過程中，通過梁端、柱端、體外位移計(jì)讀數(shù)求出梁柱的節(jié)點(diǎn)轉(zhuǎn)角，并根據(jù)加載荷載值和應(yīng)變數(shù)據(jù)計(jì)算出梁端彎矩，經(jīng)分析處理后，得到節(jié)點(diǎn)的彎矩-轉(zhuǎn)角骨架曲線如圖10所示。

圖10 彎矩-轉(zhuǎn)角骨架曲線Fig.10 Moment-rotation skeleton curve

初始水平荷載較小，框架側(cè)移不明顯，所以節(jié)點(diǎn)轉(zhuǎn)角無明顯變化，說明此時(shí)處于彈性階段。隨著水平荷載的不斷加大，節(jié)點(diǎn)的初始剛度從最大開始逐漸減小，框架側(cè)移和節(jié)點(diǎn)轉(zhuǎn)角增大，彎矩-轉(zhuǎn)角曲線呈現(xiàn)出明顯的非線性特征。半剛性節(jié)點(diǎn)在正彎矩作用下的初始轉(zhuǎn)動(dòng)剛度和抗彎承載力與在負(fù)彎矩作用條件下的初始轉(zhuǎn)動(dòng)剛度和抗彎承載力基本一致。

4 有限元分析

4.1 材料屬性

鋼材單元采用具有較高精度的八節(jié)點(diǎn)六面體實(shí)體單元（C3D8R），本構(gòu)關(guān)系采用雙折線彈性-線性隨動(dòng)強(qiáng)化模型［19］。如圖11，屈服前為理想彈性，屈服后到極限強(qiáng)度前的硬化剛度為鋼材彈性模量的0.02。其中fy和εy為屈服應(yīng)力和屈服應(yīng)變，fu和εu為極限應(yīng)力和極限應(yīng)變，E0為彈性模量，Es為硬化剛度，Es=0.02E0。

圖11 鋼材本構(gòu)模型Fig.11 Constitutive model of steel

4.2 高強(qiáng)螺栓設(shè)置

試驗(yàn)中采用12.9級(jí)高強(qiáng)螺栓來實(shí)現(xiàn)角鋼與梁柱的連接，因此在模擬時(shí)通過螺栓預(yù)緊力的施加來實(shí)現(xiàn)試件受力的真實(shí)性。如圖12a所示，定義基準(zhǔn)面和基準(zhǔn)軸，其中基準(zhǔn)面可作為螺栓與其它部件裝配時(shí)的參考，基準(zhǔn)軸的方向作為螺栓預(yù)緊力的施加方向，并劃分螺栓內(nèi)部面作為螺栓預(yù)緊力的加載面。本文不著重考慮螺栓的受力情況，因此未建立螺紋模型。將螺栓與螺母通過布爾運(yùn)算Merge成一個(gè)整體。網(wǎng)格劃分如圖12b所示。

圖12 螺栓預(yù)緊力施加及網(wǎng)格劃分示意圖Fig.12 Schematic diagrams of pre-tightening force and mesh division of bolt

4.2 相互作用與網(wǎng)格劃分

相互作用模塊中，各部件之間以通用接觸的方式進(jìn)行連接，法向接觸采用“硬”接觸，切向接觸采用庫倫摩擦［20］。其中，角鋼與梁、柱的摩擦系數(shù)為0.1，螺栓與各部件接觸的摩擦系數(shù)為0.45。采用六面體網(wǎng)格劃分，模型建立完成后如圖13所示。

圖13 有限元模型網(wǎng)格劃分Fig.13 Mesh generation in finite element model

4.3 分析步與邊界條件

螺栓連接結(jié)構(gòu)創(chuàng)建三個(gè)分析步［21］：step-1施加87.26 kN的螺栓預(yù)緊力，step-2施加30 kN的軸壓力，step-3通過幅值來施加節(jié)點(diǎn)的水平荷載與位移。邊界條件中，對(duì)左右柱腳三個(gè)方向的位移與轉(zhuǎn)角進(jìn)行約束，以模擬試驗(yàn)中的柱腳完全固定。同時(shí)，限制框架的平面外位移。

4.4 模擬計(jì)算結(jié)果

圖14為有限元模擬框架的滯回曲線、骨架曲線與試驗(yàn)結(jié)果曲線對(duì)比。模擬的滯回曲線在彈性變形階段無能量耗散和殘余變形，隨著加載等級(jí)的增加，滯回環(huán)在彈塑性變形階段變得更加飽滿?？蚣苓_(dá)到極限荷載后，框架的承載力水平趨于平穩(wěn)且無明顯下降趨勢(shì)。這是由于有限元材料本構(gòu)采用Es取值0.02E0的雙線性彈塑性模型，應(yīng)力-應(yīng)變曲線沒有下降段，所以在加載后期位移較大時(shí)，有限元模型承載力退化效果不明顯，使有限元模型剛度大于試件剛度。

圖14 計(jì)算曲線與試驗(yàn)曲線對(duì)比Fig.14 Comparison between simulated and experimental curves

有限元模型骨架曲線與試驗(yàn)曲線大體一致。但有限元模型高估了框架的承載力，這是由于有限元模型中的約束更為理想化，角鋼和螺栓幾乎沒有滑移，導(dǎo)致結(jié)構(gòu)的剛度增強(qiáng)，但試驗(yàn)中存在滑移現(xiàn)象。同時(shí)，試驗(yàn)過程中各連接處焊縫的微小開裂和柱腳處的嚴(yán)重撕裂在加載后期降低了結(jié)構(gòu)的剛度和承載力，而有限元模型并未考慮該點(diǎn)。

圖15為各部位Mises應(yīng)力云圖與試驗(yàn)現(xiàn)象對(duì)比。有限元分析模型計(jì)算結(jié)果與實(shí)測(cè)具有較高的一致性。

圖15 各部位應(yīng)力云圖對(duì)比Fig.15 Comparison of stress nephograms at different parts

4.5 軸壓比對(duì)框架抗震性能的影響

通過選取不同的軸壓比對(duì)框架柱頂施加不同的豎向力，得出軸壓比對(duì)半剛性鋼框架滯回性能的影響。在有限元模擬中分別對(duì)柱頂施加30 kN、90 kN和150 kN的豎向力，對(duì)應(yīng)的軸壓比為0.1、0.3和0.5。

4.5.1 滯回性能 圖16為不同軸壓比對(duì)構(gòu)件滯回性能的影響。構(gòu)件在各軸壓比下的滯回曲線彈性階段基本重合，說明軸壓比對(duì)彈性階段承載力影響不大，而彈塑性階段發(fā)生明顯變化。當(dāng)軸壓比為0.1時(shí)，框架的承載力持續(xù)增長，無下降區(qū)段；軸壓比為0.3時(shí)，承載力有所減小，仍無下降區(qū)段；軸壓比為0.5時(shí)，框架承載力下降速率較快，出現(xiàn)明顯的下降段，滯回曲線走勢(shì)與前兩者出現(xiàn)明顯區(qū)別。

圖16 不同軸壓比的構(gòu)件滯回曲線對(duì)比Fig.16 Hysteretic curves of frame at different axial compression ratios

4.5.2 模型承載力 框架承載力結(jié)果如表4所示。軸壓比的增大會(huì)降低框架的屈服荷載和極限承載力，但對(duì)其屈服位移和極限位移基本無影響。軸壓比為0.1時(shí)，框架的承載力達(dá)到最佳。

表4 不同軸壓比時(shí)框架的承載力Tab.4 Bearing capacities of frame at different axial compression ratios

4.5.3 模型耗能分析 采用等效黏滯阻尼系數(shù)he考查框架模型的耗能能力。表5為框架在不同軸壓比下的耗能分析結(jié)果。結(jié)果表明框架的耗能能力隨軸壓比的增大而增強(qiáng)。框架軸壓比為0.3時(shí)，等效黏滯阻尼系數(shù)相較于軸壓比為0.1時(shí)有所提升；軸壓比為0.5時(shí)，等效黏滯阻尼系數(shù)比軸壓比為0.1時(shí)大幅提高，說明耗能能力大幅增強(qiáng)。

表5 不同軸壓比時(shí)框架的耗能分析Tab.5 Energy dissipation analysis of frame at different axial compression ratios

4.5.4 模型應(yīng)力分布 圖17是軸壓比為0.1、0.3、0.5時(shí)模型在往復(fù)荷載作用下的應(yīng)力分布圖。軸壓比的增大會(huì)使框架柱的高應(yīng)力區(qū)增多，直至框架柱失效。軸壓比為0.1時(shí)，高應(yīng)力區(qū)主要集中在柱腳，此時(shí)發(fā)生破壞是由于框架的平面內(nèi)彎曲失穩(wěn)；軸壓比為0.3時(shí)，框架柱高應(yīng)力區(qū)增多，并出現(xiàn)平面外屈曲；軸壓比為0.5時(shí)，框架柱整體處于高應(yīng)力狀態(tài)，平面外屈曲嚴(yán)重，使框架承載力在加載后期出現(xiàn)下降，高軸壓比使框架柱壓彎嚴(yán)重，出

圖17 不同軸壓比下框架的應(yīng)力分布Fig.17 Stress distributions of frame at different axial compression ratios

5 結(jié)論

對(duì)半剛性冷彎槽型鋼框架進(jìn)行低周反復(fù)加載試驗(yàn)及ABAQUS有限元分析，模擬結(jié)果與試驗(yàn)結(jié)果具有較高一致性。

（1）半剛性鋼框架的滯回曲線飽滿且呈梭形，滯回環(huán)的面積和耗能系數(shù)隨著加載等級(jí)的增加而不斷增大，表明半剛性冷彎槽型鋼框架具有較好的延性和耗能能力。

（2）試驗(yàn)的滯回曲線無明顯捏縮現(xiàn)象，這是由于試驗(yàn)中采用的12.9級(jí)高強(qiáng)螺栓對(duì)節(jié)點(diǎn)有較好的約束能力，即使在往復(fù)的荷載作用下，螺栓預(yù)緊力仍能使兩者之間的滑移現(xiàn)象較少。

（3）半剛性冷彎槽型鋼框架在往復(fù)荷載作用下的各部位屈服順序?yàn)椋喉數(shù)捉卿摗⒏拱褰卿?、框架柱腳、框架梁端。試件最終因柱腳撕裂發(fā)生局部失穩(wěn)破壞，導(dǎo)致框架整體發(fā)生平面內(nèi)彎曲失穩(wěn)破壞。

（4）半剛性鋼框架的承載力與軸壓比呈負(fù)相關(guān)。當(dāng)軸壓比為0.3時(shí)，框架的屈服荷載和極限承載力較軸壓比為0.1時(shí)分別降低了10%和13%；軸壓比為0.5時(shí)，分別降低25%和26.7%。低軸壓比下的半剛性鋼框架展現(xiàn)出理想的抗震性能。

（5）半剛性鋼框架的耗能能力與軸壓比呈正相關(guān)。相較于軸壓比為0.1，框架等效黏滯阻尼系數(shù)在軸壓比為0.3時(shí)增加了7%；軸壓比為0.5時(shí)則增加39.5%。一定范圍內(nèi)提高軸壓比會(huì)使半剛性鋼框架的耗能能力增強(qiáng)。

（6）將軸壓比控制在0.1至0.3范圍內(nèi)，能使半剛性冷彎槽型鋼框架具有較高承載力的同時(shí)具備更好的耗能能力。過高的軸壓比會(huì)使構(gòu)件破壞形態(tài)發(fā)生轉(zhuǎn)變，導(dǎo)致承載力不足。

（7）相較于剛性框架，雙腹板頂?shù)捉卿撌箍蚣芄?jié)點(diǎn)的轉(zhuǎn)動(dòng)剛度減小，梁柱的內(nèi)力分布得到改善，提升了框架的抗震性能。而節(jié)點(diǎn)剛度因梁柱轉(zhuǎn)角較大迅速降低時(shí)，會(huì)使柱腳彎矩過大而發(fā)生屈曲失穩(wěn)，因此在實(shí)際工程中，可以加設(shè)偏心支撐等結(jié)構(gòu)增加框架柱的抗側(cè)移能力。