高強鋼組合偏心支撐框架抗震性能研究①

郭　艷， 蘇明周， 胡長明

(西安建筑科技大學土木工程學院，陜西 西安 710055)

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高強鋼組合偏心支撐框架抗震性能研究①

郭艷， 蘇明周， 胡長明

(西安建筑科技大學土木工程學院，陜西 西安 710055)

摘要：高強鋼組合K型偏心支撐框架耗能梁段和支撐采用Q345鋼，其余構件采用Q460鋼，不僅能有效減小構件截面、節約鋼材、降低造價，而且有助于推廣高強鋼的應用。為了比較高強鋼組合K型偏心支撐框架與Q345鋼K型偏心支撐框架的抗震性能，在試驗研究的基礎上，設計兩組共8個不同層數的高強鋼組合K型偏心支撐框架與Q345鋼K型偏心支撐框架，并分別對其進行非線性靜力推覆分析和動力時程分析，對比分析兩種結構形式的承載力、剛度、延性以及地震作用下層間變形能力和耗能梁段。結果表明：在滿足抗震性能要求的前提下，相同設計條件下高強鋼組合K型偏心支撐框架變形略差于Q345鋼K型偏心支撐框架，但是其構件截面較小，可以節省鋼材，降低工程造價，具有較高的經濟效益。

關鍵詞：偏心支撐框架； 高強鋼； 抗震性能； 有限元； 用鋼量

0引言

偏心支撐框架結構兼有中心支撐框架結構的剛度以及鋼框架結構的延性，利用耗能梁段的塑性變形耗散地震能量，是一種比較理想的抗震結構體系。以Popov為代表的國內外學者已對該結構形式進行了大量的試驗和理論研究[1-5]。近年來隨著鋼結構的發展和生產工藝的提高，高強度鋼已廣泛應用于橋梁結構[6-8]，并逐漸應用到建筑結構中[9]。國內外學者已對高強鋼結構體系進行了大量的研究，包括材料的本構關系、力學性能、殘余應力分布和構件的受力性能等[10-13]。

高強鋼組合偏心支撐框架耗能梁段(或耗能梁段和支撐)采用Q345 鋼，其余構件采用Q460 鋼。在大震作用下，結構通過耗能梁段的塑性變形進行耗能，框架梁、柱由于采用高強鋼仍處于彈性或部分進入塑性，從而達到抗震設防的要求。

本文在單層單跨K型高強鋼組合偏心支撐框架滯回性能試驗研究的基礎上，對相同設計條件下多個不同層數的K型高強鋼組合偏心支撐框架和Q345鋼K型偏心支撐框架模型進行非線性推覆分析和動力時程分析，將兩種結構的抗震性能及用鋼量進行對比。

1試驗概況

1.1試驗試件及加載

試驗試件為一個1:2縮尺的單層單跨K型高強鋼組合偏心支撐框架，層高1.8 m，跨度3.6 m，耗能梁段長600 mm，為剪切屈服型(eVp/Mp=1.45，其中：Mp和Vp分別為耗能梁段的塑性抗剪承載力和塑性受彎承載力)。試件各構件截面尺寸如表1所列。試件框架梁、柱、支撐采用Q460鋼。耗能梁段采用Q345鋼。鋼材材性試驗結果見表2。

表 1　構件截面尺寸

表 2　鋼材材性試驗結果

試驗加載裝置如圖1所示。在低周往復循環荷載加載之前，將千斤頂于試件柱頂處施加400 kN的豎向荷載(軸壓比為0.4)。水平往復荷載由作動器施加，循環加載采用力-位移混合控制，試件屈服前采用力控制，每級荷載增加100 kN，試件屈服后采用位移控制，按Δy、2Δy、3Δy、……的方式加載，每級位移循環三次，直至試件破壞，其中Δy為屈服位移。試驗加載制度如圖2所示。

圖1　試驗加載裝置Fig.1　Loading device for test

圖2　試驗加載制度Fig.2　Loading approach

1.2試驗現象

試件加載過程中，在力控制加載階段，試件除耗能梁段和框架柱的傾斜變形外無其他明顯現象，當水平荷載加載至500 kN，柱頂位移達到10.19 mm時，耗能梁段的腹板和翼緣相繼屈服，試件隨即進入位移控制加載階段。

在位移控制加載階段，在1Δy和2Δy位移循環中，當位移柱頂達到17.47 mm時耗能梁段的腹板和翼緣全部進入塑性，并且支撐-框架梁節點處的焊縫出現掉皮現象；在3Δy位移循環中，耗能梁段腹板與上翼緣處的焊縫出現掉皮；在3.5Δy位移第三圈循環中，耗能梁段各區格的腹板出現不同程度的屈曲現象；在4Δy位移循環第三圈中，當柱頂位移達到35.54 mm時，耗能梁段自東向西第五區格的腹板沿區格邊緣斷裂，耗能梁段基本退出工作，試驗結束。此時試件的框架梁、柱處無明顯破壞現象，通過測量，可知試件的兩個支撐均有不同程度的剪切變形。試件破壞形態如圖3所示。

圖3　試件破壞形態Fig.3　Failure pattern of specimen

1.3滯回曲線及耗能梁段變形

圖4給出了試驗試件的滯回曲線及骨架曲線。試件的滯回曲線飽滿穩定，呈梭形，試件屈服前其加載和卸載時曲線基本呈線性變化；試件屈服后，隨著加載位移的增大，滯回環愈加飽滿，面積逐漸變大，試件所耗散的能量呈增大趨勢。從滯回曲線上可以看出，K型高強鋼組合偏心支撐框架具有良好的耗能能力。

圖4　試件滯回曲線Fig.4　Hysteretic of specimen

試件耗能梁段的最大轉角γm、最大塑性轉角γp,m、屈服剪力Vy、最大剪力Vm如表3所列。

表 3　耗能梁段轉角及剪力

表4給出了試件屈服荷載Py、極限荷載Pu、屈服位移Δy、極限位移Δu及延性系數μ。可以看出，試件的延性系數達到了3.928，說明K型高強鋼組合偏心支撐框架具有較好的延性，破壞時的層間側移角為1/45，滿足《建筑抗震規范規范》(GB50011-2010)[14]的彈塑性層間側移角限值1/50的規定。

表 4　試驗結果

2有限元模型

2.1模型設計

根據《建筑抗震規范規范》(GB50011-2010)和《高層民用建筑鋼結構技術規程》(JGJ99-98)[15]，分別設計兩組共8個偏心支撐框架原型結構：第一組為4個不同層數的Q345鋼K型偏心支撐框架，層數分別為8層、12層、16層和20層；第二組為4個不同層數的K型高強鋼組合偏心支撐框架，耗能梁段及支撐采用Q345鋼，其他構件采用Q460鋼，層數分別為8層、12層、16層和20層。兩組偏心支撐框架的設計條件完全相同：抗震設防烈度為Ⅷ度(0.3g)，地震分組為第二組，Ⅱ類場地，層高均為3.6 m，X方向5跨，Y方向3跨，跨度均為6 m。耗能梁段均為剪切屈服型，且耗能梁段的長度比值均取為1.2(eVp/Mp=1.2，e為耗能梁段長度)。結構平面布置圖如圖5所示。在滿足規范要求前提下，各構件截面的選擇遵循層數相同的高強鋼組合偏心支撐框架與Q345鋼偏心支撐框架相對應構件的應力比盡量接近的原則，從而使兩種結構形式具有可比性，各原型結構構件截面如表5所列(其中□表示箱形截面)，耗能梁段長度如表6所列。

選取帶有偏心支撐的Y方向最外邊整榀框架(圖5)建立有限元模型，模型分組及編號見表7。所有模型均采用有限元軟件ABAQUS進行非線性分析。

圖5　結構布置圖Fig.5　Plan of the structure

表 5　構件截面尺寸(單位：mm)

表 6　耗能梁段長度 (單位：mm)

表 7　模型分組及編號

2.2模型建立

模型的耗能梁段均采用殼單元進行網格劃分，其余構件采用梁單元，利用MPC約束使梁單元與殼單元建立連接。有限元模型如圖6所示(以8層模型為例)。

圖6　有限元模型Fig.6　Finite element model

模型K-1、K-2、K-3及K-4的所有構件均采用Q345鋼，模型HK-1、HK-2、HK-3、HK-4的耗能梁段、支撐采用Q345鋼，框架梁、柱采用Q460鋼。鋼材屈服強度使用名義值，材料本構模型選用考慮包辛格效應的雙線性隨動強化模型，切線模量Et=0.01E。鋼材的彈性模量E=2.06×105MPa，泊松比μ=0.3。

約束柱腳底部全部自由度以考慮柱腳與基礎剛接，約束框架梁的平面外自由度以考慮次梁、樓板的作用，模型柱頂均施加0.4Ny(Ny為柱全截面屈服時所承受壓力)的豎向荷載。模型均未考慮材料缺陷和焊接殘余應力的影響，打開程序大變形效應以考慮P-Δ效應對高層結構的影響。

2.3有限元驗證

為保證本文所用有限元分析模型的正確性，使用ABAQUS建立本文第1節中試驗試件的有限元模型，并將有限元計算結果與試驗結果進行對比(圖7)。

圖7　試驗試件和有限元模型Fig.7　Experimental specimen and finite element model

圖8給出了有限元模擬的滯回曲線及骨架曲線與試驗曲線的對比。有限元模型的滯回曲線及骨架曲線和試驗曲線變化趨勢大致相同，總體上吻合得較好，有限元模型的骨架曲線略高于試驗曲線。表8給出了有限元計算結果和試驗結果的比較。有限元模型的屈服荷載為494.44 kN，與試驗值較接近。由于有限元模型未考慮材料缺陷及斷裂，使其比試驗試件更理想化，因此其極限承載力略高于試驗值。總體上講，有限元計算結果比較可靠，可用來進行本文所有模型的非線性分析。

圖8　有限元模擬曲線與試驗曲線的對比Fig.8　Comparison between finite element analysis curves 　　　 and test curves

表 8　有限元計算結果和試驗結果的比較

3靜力推覆分析(Pushover)

Pushover分析方法作為一種進行結構地震反應分析的簡化方法，在一定條件下可以較為準確、簡便地評估結構的抗震性[16]。它采用倒三角加載方式，對模型進行靜力推覆，當滿足下列條件之一時認為結構破壞：(1)極限承載力下降到最大承載力的85%；(2)結構最大層間側移角達到5%[17]。

當模型達到極限狀態時，各模型除耗能梁段完全進入塑性外，底層柱腳及非支撐跨的部分框架梁梁端也進入塑性，且Q345鋼偏心支撐框架耗能梁段、非支撐跨框架梁梁端進入塑性的程度更大。圖9給出了由Pushover得到的結構基底剪力與頂層水平側移的曲線。Pushover曲線反映出的關鍵性能數據如表9所列。與相同層數的K系列模型相比，HK系列模型的彈性剛度較小，屈服位移大于前者，原因在于K型高強鋼組合偏心支撐框架的框架梁、柱采用高強鋼，構件截面減小，使結構抗側剛度變小。隨著結構樓層數的增加，HK系列模型的極限承載力略高于K系列模型。K型高強鋼組合偏心支撐框架的延性略低于Q345鋼K型偏心支撐框架，主要原因為前者屈服位移較大。

走廊里，蔣大偉一邊走一邊打手機：五哥，我是大偉。手機里的聲音：大偉，啥事？蔣大偉神色嚴峻：有件事想求五哥幫忙，我今天拉了一位女顧客，是個大學生，她想到蘭江大橋跳橋自殺，我想讓她放棄自殺，可好說歹說她也不聽，現在我就要去蘭江大橋了，想求五哥和哥們幫個忙，在蘭江大橋下面救下這位女大學生。手機里沉默著，五哥好像在靜靜地聽著，蔣大偉急了：五哥，你在聽嗎？五哥的聲音：救人一命勝造七級浮屠，咱老百姓沒錢沒權，就剩一條命金貴了！還能見死不救？大偉，說吧，想讓五哥怎么做？蔣大偉說：五哥你聽著！一小時后叫哥們把車都開到蘭江大橋下面。

表 9　模型性能參數

4動力時程分析及計算結果

4.1地震波選擇

為了比較Q345鋼K型偏心支撐框架和高強鋼組合K型偏心支撐框架的抗震性能，對所有模型進行非線性動力時程分析，對比模型在地震作用下的變形能力以及耗能梁段的轉動能力。所有模型具有相同的場地條件和特征周期，根據《建筑抗震設計規范》對時程分析選取地震波的要求，以及模型地震分組和場地類型條件，從太平洋地震工程研究中心嚴格篩選了10條不同頻譜特性的天然地震波，如表10所列。

4.2計算結果分析

圖10為小震作用下(Ⅷ度多遇)各模型的最大層間側移角平均值包絡圖。從圖中可以看到，除20層模型的個別樓層外，HK系列模型的最大層間側移角平均值要略大于相同層數的K系列模型，其中HK-1的最大層間側移角比K-1大11%，HK-2比K-2大14%，HK-3比K-3大2.5%，HK-4比K-4大2.7%。原因在于K型高強鋼組合偏心支撐框架模型的構件截面小于Q345鋼K型偏心支撐框架模型，因此前者的抗側剛度小于后者。雖然HK系列模型的最大層間側移角略大，但所有模型的最大層間側移角均滿足抗震規范彈性層間側移角限值1/250的要求。

圖9　模型Pushover曲線Fig.9　Pushover curves of models

地震事件地震記錄震級震源深度/kmPGA/gPGV/(cm·s-1)ImperialValley117ElCentroArray#9,IMPVALL/I-ELC18078.30.31329.8KernCounty1095TaftLincolnSchool,KERN/TAF0217.4410.15615.3Chi-Chi,TaiwanTCU095,ChiChi/TCU095-W7.643.40.37962Northridge24278Castaic-OldRidgeRoute,NORTHR/ORR0906.720.10.56852.1Friuli,Italy8012Tolmezzo,FRIULI/A-TMZ2706.515.50.31530.8LomaPrieta47006Gilroy-GavilanColl,LOMAP/GIL0676.9100.35728.6CapeMendocino89324RioDellOverpass-FF,CAPEMEND/RIO360714.30.54942.1Landers22170JoshuaTree,LANDERS/JOS0007.3110.27427.5KobeJapan0KJMA,KOBE/KJM0906.910.59974.3SuperstitnHills01335ElCentroImp.Co.Cent,SUPERST/B-SUP1356.55.60.89442.2

圖10　小震作用下最大層間位移角平均值包絡圖Fig.10　Envelope diagram of mean maximum story drift　　　　angle of each model during small earthquakes

圖11為Ⅷ度中震作用下所有模型的最大層間側移角平均值包絡圖。中震作用下模型的層間側移變化趨勢大致與小震作用下相同，與Q345鋼偏心支撐框架模型相比，除HK-1與K-1的最大層架側移角平均值較接近外，K型高強鋼組合偏心支撐的最大層間側移角略大，其中HK-2與K-2的層間側移角相差最大，約為15%。所有模型的最大層間側移角均滿足抗震規范彈塑性層間側移角1/50的要求。

圖11　中震作用下最大層間位移角平均值包絡圖Fig.11　Envelope diagram of mean maximum story drift　　　　angle of each model during moderate earthquakes

Ⅷ度大震作用下各模型最大層間側移角平均值包絡圖如圖12所示。大震作用下，K型高強鋼組合偏心支撐框架模型最大層間側移角平均值高于相同層數Q345鋼偏心支撐框架模型的相應值，這是由于前者的構件截面小，結構整體的抗側剛度小于后者，因此其層間變形要比后者顯著。雖然兩種結構的層間側移角不同，但均小于抗震規范中規定的彈塑性層間側移角限值1/50，因此兩者均滿足抗震規范有關層間側移的規定。

圖12　大震作用下最大層間位移角平均值包絡圖Fig.12　Envelope diagram of mean maximum story drift　　　　 angle of each model during large earthquakes

在小震作用下，各模型耗能梁段均處于彈性階段，在中震和大震作用下，耗能梁段進入塑性耗散地震能量。大震作用下各模型耗散能量的對比如圖13所示。從圖中可以看出，除模型HK-3外，高強鋼組合K型偏心支撐框架耗散的地震能量略低于Q345鋼偏心支撐框架，且兩者耗散能量的差值隨著樓層數的增加而增加，說明前者的耗能能力略差于后者。

圖13　耗散能量對比Fig.13　Energy dissipation comparison of models

表 11　耗能梁段塑性轉角

5用鋼量對比

在建筑結構滿足設計規范的前提下，節約鋼材、降低造價，無疑對提高工程經濟效益具有重要意義。

Q345鋼K型偏心支撐框架及K型高強鋼組合偏心支撐框架原型結構的用鋼量如圖14所示。K型高強鋼組合偏心支撐框架中，耗能梁段和支撐采用Q345鋼，其余構件采用Q460鋼，由于框架梁、柱采用高強鋼，其截面尺寸減小，可節省鋼材。通過圖14可以看出，相同設計條件下K型高強鋼組合偏心支撐框架比Q345鋼K型偏心支撐框架用鋼量小。比較各模型原型結構用鋼量，HK-1相對K-1節省了28.1%，HK-2相對K-2節省了18.2%，HK-3相對K-3節省了12.5%，HK-4相對K-4節省了7.8%。隨著樓層層數的增加，鋼材節約百分數變小，原因在于結構對抗側剛度的要求隨結構樓層數的增加而提高，K型高強鋼組合偏心支撐框架由于其構件截面小，抗側剛度小于同等設計條件下的Q345鋼K型偏心支撐框架，樓層越高，其節省鋼材的優勢逐漸變小。

圖14　用鋼量對比Fig.14　Steel weight comparison

綜上，在滿足設計規范的前提下，K型高強鋼組合偏心支撐框架比相同設計條件下的Q345鋼K型偏心支撐框架構件截面小，可節省鋼材，降低造價，具有較高的經濟效益。

6結論

本文在單層單跨K型高強鋼組合偏心支撐框架滯回性能試驗研究的基礎上，設計了兩組Q345鋼K性偏心支撐框架和K型高強鋼組合偏心支撐框架結構模型，并分別對結構進行了非線性靜力推覆分析和動力時程分析，得到如下結論：

(1) 相同設計條件下K型高強鋼組合偏心支撐框架的彈性剛度和延性略低于Q345鋼偏心支撐框架。隨著樓層數的增加，前者的極限承載力將高于后者。

(2) 在地震作用下，K型高強鋼組合偏心支撐框架和Q345鋼偏心支撐框架的層間側移均滿足抗震規范的限值要求，但前者的層間變形略大，原因在于前者框架梁、柱采用高強鋼，構件截面減小，使結構抗側剛度降低。

(3) 罕遇地震作用下，K型高強鋼組合偏心支撐框架和Q345鋼偏心支撐框架耗能梁段塑性轉角符合規范限值的規定，但前者更大，這是由于其構件截面小，結構地震作用下的層間變形較大。

(4) 在滿足設計規范的前提下，K型高強鋼組合偏心支撐框架與Q345鋼K型偏心支撐框架相比，前者構件截面小，可節省鋼材，降低造價，具有較高的經濟效益。

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Seismic Performance of High-strength-steel Composite Eccentrically Braced Frames

GUO Yan, SU Ming-zhou, HU Chang-ming

(SchoolofCivilEngineering,Xi’anUniversityofArchitectureandTechnology,Xi’an710055,Shaanxi,China)

Abstract:In high-strength-steel composite eccentrically braced frames (HSS-EBFs), links and braces are made of Q345 steel, whereas other structural members are made of Q460 steel. This structure can reduce member section sizes and thus the weight of the steel and achieve improved economic efficiency by reducing the amount of steel used and applying HSS. To compare the seismic performance of K-type HSS-EBFs (K-HSS-EBFs) with traditional K-type EBFs (K-EBFs), in this study, we designed four K-HSS-EBFs and four K-EBFs of different structural heights. We used nonlinear static pushover analysis and nonlinear dynamic analyses to investigate the seismic performance of the K-HSS-EBF and K-EBF models. The results indicate that both K-EBFs and K-HSS-EBFs well satisfy seismic requirements and that the deformation of the K-HSS-EBFs was more obvious than that of the K-EBFs. However, the comparatively smaller member section sizes of the K-HSS-EBFs can reduce the steel weight and project building costs.

Key words：eccentrically braced frames; high strength steel; seismic performance; finite element; steel weight

DOI:10.3969/j.issn.1000-0844.2016.02.0176

中圖分類號:TU391

文獻標志碼：A

文章編號:1000-0844(2016)02-0176-09

作者簡介：郭艷，女，博士研究生，主要從事鋼結構穩定及抗震研究。E-mail:newmanguoyan@126.com。通信作者：蘇明周，男，教授，博士，博導，主要從事鋼結構穩定與抗震、新型結構體系受力性能和設計理論研究。E-mail:sumingzhou@163.com。

基金項目：國家自然科學基金項目(51178382)

收稿日期:①2015-05-19