含雙槽鋼截面可更換耗能梁段的高強鋼框筒結構滯回性能研究

程倩倩，連 鳴,2，關彬林，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構工程與抗震教育部重點實驗室，陜西，西安 710055)

隨著社會經濟的不斷發展和抗震理論的逐步完善，結構抗震性能的需求由傳統的抗倒塌設計向結構功能可恢復轉變，重要的高層建筑應能實現震后功能可快速恢復。可更換機制和耗能機制是實現結構震后功能可快速恢復的核心機制[1]。近年來，國內外學者先后將可更換耗能構件應用于偏心支撐結構[2-3]、聯肢剪力墻結構[4-5]、小跨高比的抗彎鋼框架結構[6-7]、筒體結構[8]以及斜交網格結構[9]等，并對其抗震性能進行研究，研究結果表明結構損傷主要集中于耗能構件，可以通過更換損傷嚴重的耗能構件實現結構功能的快速恢復。

傳統鋼框筒結構是由外圍密柱深梁、內部少量柱和樓板形成的筒體結構，該結構具有抗側剛度大、抗扭性能好以及結構空間受力等優點，是一種性能優良的抗側力結構體系[10]，但是由于裙梁跨高比較小，限制了梁端塑性鉸的充分發展。一旦結構遭受較大的地震作用，柱端可能先于梁端出現塑性鉸，結構變形和耗能能力較差，且震后修復比較困難。結合剪切型耗能梁段良好的彈塑性變形能力和穩定的滯回耗能能力[11-12]、高強度鋼材的強度優勢[13]以及可更換的設計理念，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構(HSS-FTS-RDSLs)，即在傳統鋼框筒結構的裙梁跨中合理設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。為了充分發揮不同強度鋼材的優勢，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用于偏心支撐框架結構和抗彎鋼框架的梁端，解耦結構強度和剛度耦合的問題，從而優化結構設計；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。研究結果表明雙槽鋼截面可更換耗能梁段可以實現穩定的滯回行為，扮演“結構保險絲”充分發展塑性耗能；由于腹板螺栓連接的變形貢獻使結構呈現良好的變形能力，可以充分耗散地震能量，降低結構的地震作用；結構震后殘余變形較小，通過更換新的雙槽鋼即可快速恢復結構功能，符合現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 整體結構的抗震性能，結果表明該結構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件首先進入塑性耗散地震能量，其余高強鋼構件保持彈性狀態，可以有效改善傳統鋼框筒結構耗能能力差的問題。隨后課題組[18]對2/3 比例的HSS-FTS-RDSL 子結構試件進行了循環加載試驗研究，試驗結果表明HSS-FTSRDSL 呈現良好的抗震性能和震后可更換能力。耗能梁段設計參數和雙槽鋼腹板螺栓連接設計構造細節等均對結構性能有明顯的影響，目前缺少相關的研究，故有必要對其進行詳細的有限元參數分析，為后續研究及其工程應用提供理論參考。

本文首先通過對耗能梁段腹板所用鋼材進行循環加載試驗得到其循環本構，考慮材料、幾何和接觸三種強非線性行為，建立HSS-FTS-RDSL子結構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 個足尺子結構的有限元模型，通過非線性有限元分析主要設計參數對結構滯回性能的影響規律。

1 試驗概況

1.1 試件介紹

原型結構為按照抗震設防烈度為8 度設計的某30 層HSS-FTS-RDSL 辦公樓，設計地震基本加速度為0.2g，設計地震分組為第二組，建筑場地類別為II 類。結構平面尺寸為27 m×27 m，層高為3.3 m，結構總高度為99 m。以該結構第13 層的梁柱子結構為試驗試件原型，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，故試驗子結構試件取上、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《建筑抗震設計規范》(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 的規定，耗能梁段的截面寬厚比滿足規范限值。考慮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《鋼結構高強度螺栓連接技術規程》(JGJ 82-2011)[21]的規定。連接處鋼板接觸面采用鋼絲刷清除浮銹，抗滑移系數取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圖。

圖 3 連接細節圖 /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 加載結束后更換新的雙槽鋼，執行階段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，通過作動器使結構處于側移為0 的狀態進行階段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，所有構件均采用考慮減縮積分的三維八節點空間六面體單元(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象，裙梁和耗能梁段連接處的所有接觸關系均按照實際情況建立，接觸關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，其中法向設置為硬接觸，切向設置為摩擦系數為0.35 的罰函數，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 為有限元模型的網格劃分和邊界條件，框筒柱、裙梁和耗能梁段的網格尺寸分別為40 mm、25 mm 和10 mm，有限元邊界條件設置與試驗相同，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 在結構側移為0 的狀態進行加載，故僅對階段II 進行驗證。

2.2 鋼材本構

文獻[22]的研究表明鋼材在循環荷載作用下的應力-應變曲線與單調荷載作用下應力-應變曲線有很大差別。為了準確模擬結構的塑性行為，塑性變形較大的耗能梁段采用Chaboche 塑性本構模型(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模型，具體參數參考單調加載的材性試驗數據[18]。

圖 6 試件有限元模型Fig. 6 Finite element model of the specimen

圖 7 Chaboche 塑性本構模型[23]Fig. 7 Chaboche plastic constitutive model

對耗能梁段所用鋼材進行循環荷載作用下的鋼材本構關系研究。采用3 種不同的加載制度(見圖8)對試件進行大應變循環加載。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變，引伸計量程為±20%，采用應變為0.2%/s 的恒定速率進行加載。標定的Chaboche 塑性本構模型參數列于表1，等向強化定義了屈服面σ|0的大小，本文σ|0取屈服應力值，根據數據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 組背應力疊加的方式得到較為準確的隨動強化關系，其中常數Ckin,k和γk(k取1～4)通過試驗數據標定。結果表明對于傳統的國產Q235 鋼材，鋼材的隨動強化作用較為明顯。為了驗證標定參數的有效性，采用ABAQUS 中的combined cycle hardening 材料屬性對標定的參數進行校核，對比試驗和有限元的應力-應變曲線(見圖10)可知，標定的參數可以較為準確地反映鋼材在循環荷載作用下的本構關系。

圖 8 循環加載制度Fig. 8 Cyclic loading history

2.3 有限元與試驗結果對比

圖 9 循環加載 /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。試件極限側移與屈服側移的比值為3.0，試件極限側移角為4.16%，表明結構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出明顯的塑性強化行為，結構表現出一定的超強。

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，用等效塑性應變(PEEQ)來反映鋼材的斷裂傾向，耗能梁段腹板呈現出較高的PEEQ，表明該處的累積塑性應變較大，容易發生鋼材斷裂。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荷載作用下的滯回性能，可以用于HSS-FTSRDSL 足尺子結構的非線性分析。

表 1 標定的Chaboche 本構模型參數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 可以實現地震作用下損傷集中于耗能梁段，主要依靠雙槽鋼截面的剪切變形耗散能量，其余構件基本處于彈性狀態或輕微發展塑性。同時腹板螺栓連接形式為工程設計人員所熟知，便于實際工程的應用。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，對影響結構滯回性能的設計因素進行有限元參數分析。

3.1 有限元模型設計

建立試驗試件的原型子結構有限元模型作為Base 模型，在Base 模型的基礎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，共設計了16 個HSS-FTS-RDSL 單層單跨足尺子結構模型，基本設計參數如表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，考慮到裙梁中設置耗能梁段是為了改善傳統鋼框筒結構的耗能能力和延性，同時盡可能較小地降低原結構的承載力和剛度，故剪切型耗能梁段可較好地滿足這兩個需求。根據轉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 系列模型設計參數Table 3 Design parameters of WA models

表 4 WB 系列模型設計參數Table 4 Design parameters of WB models

表 5 WC 系列模型設計參數Table 5 Design parameters of WC models

表 6 WD 系列模型設計參數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 不應小于0.5，當慣性矩折減系數η 為0.5 時，耗能梁段長度e為900 mm，對應耗能梁段長度比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 系列模型改變裙梁的跨度，其跨度為2.4 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范限值30tw-h/5 的規定，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，故根據規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，研究其對結構性能的影響。

采用上文所述的建模方法建立足尺子結構的有限元模型，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，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 循環本構模型，其中σ|0取屈服強度名義值，其余參數參考表1。采用與試驗階段II 相同的加載制度進行循環加載，加載至試件失效，定義層間側移角達到5%為結構極限狀態[25]，即結構失效。

3.2 有限元結果分析

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歷了彈性階段、滑移階段和彈塑性階段，滯回環比較飽滿。對比各系列模型滯回曲線可以發現：1) 耗能梁段長度比較小時，滯回曲線經歷了明顯的二次硬化現象，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發展，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的比值隨層間側移角的變化規律，相同側移角時，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定；2) WB 系列模型滯回曲線呈現相同的變化規律，相同層間側移角時，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，相同層間側移角時，裙梁跨度越大，其耗能梁段轉角越大；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構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 由于未設置加固板，在層間側移角為4.2%循環加載過程均發生中斷。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移角的變化規律，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弱，從而在一定程度上降低了耗能梁段的塑性發展程度，滯回曲線表現出更為明顯的捏縮現象。

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，其余模型均能循環加載至5%的層間側移角，結構屈服后，可以充分發展塑性，呈現出良好的變形能力。模型WD2 的螺栓直徑過小，其螺栓桿應力超過抗拉強度，連接失效；模型WD4由于連接區域未設置加固板，耗能梁段連接處螺栓孔承壓變形明顯，使得連接處塑性發展較明顯，結構峰值承載力較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定增長，無承載力下降現象。對比各系列模型骨架曲線可以發現：1) 結構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，結構后期承載力增長較快，呈現明顯的超強行為。模型WA5 在加載后期承載力有輕微下降；2) 結構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構承載力影響較小，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范限值，考慮到槽鋼腹板厚度較小，為了避免加勁肋設置過密產生的應力集中，可以適當放大加勁肋間距；4) 適當減小螺栓直徑對結構承載力影響較小，但是螺栓直徑過小可能會發生連接失效；減小加固板厚度會降低結構承載力，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，結構初始剛度減小，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，結構初始剛度呈減小的趨勢，但是裙梁跨度對結構初始剛度的影響較小。耗能梁段加勁肋間距對結構初始剛度基本沒有影響。改變螺栓直徑對結構初始剛度影響很小。減小連接處加固板厚度，結構初始剛度降低，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出相同的剛度退化規律，加載前期由于耗能梁段進入塑性，結構剛度退化明顯；隨著位移的增加，結構塑性發展持續深入，結構剛度退化較為緩慢。

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，結構耗散的能量增加；結構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，結構累積耗能略有增加，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構耗散的能量，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變(PEEQ)云圖，由于各模型的塑性主要集中在耗能梁段，其余構件的塑性變形較小，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變越大，越容易發生撕裂。由各模型的PEEQ 分布云圖可知，結構主要依靠耗能梁段腹板發生剪切變形耗散能量，腹板有輕微鼓曲現象。

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變過大，耗能梁段在未達到極限狀態時，腹板與加勁肋焊縫附近易發生撕裂破壞；2) 極限狀態時，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)，耗能梁段端部區格塑性發展嚴重，腹板中間區格塑性發展程度較低，且連接處螺栓孔附近塑性程度發展較高。綜合WA 系列模型分析結果可得，隨著耗能梁段長度比的增大，結構承載力、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展塑性。基于本文對WA 系列模型的分析結果，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，故結構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 系列模型的分析結果，綜合考慮承載力、剛度、耗能能力和各構件的塑性發展程度，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構的承載力、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 系列模型的分析結果，綜合考慮承載力、剛度、耗能能力和耗能梁段的塑性發展程度，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，故在進行連接設計時，可以通過增大螺栓直徑延緩螺栓滑移發生；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，不利于結構充分耗散能量，降低結構的耗能效率。

圖21 為耗能梁段剪力V-塑性轉角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穩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鋼框筒結構的抗震性能。除模型WD4外，其余所有模型極限狀態對應的剪切塑性轉角均大于0.08 rad，呈現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。耗能梁段超強系數受長度比影響較大，模型WA1 和WA2 由于長度較小，超強系數大于2.0，其余模型的超強系數在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與層間側移角θ 的關系，曲線表現為明顯的雙線型。層間側移較小時，結構處于彈性狀態，耗能梁段的剪切變形幾乎為0，隨著層間側移角的增加，耗能梁段進入塑性，發生了明顯的剪切變形，耗能梁段剪切變形隨層間側移角的增大而迅速增加。對比WA 系列模型可得，相同層間側移角時，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Fig. 22 Overstrength factor of the shear links

圖 23 耗能梁段剪切變形與層間側移角關系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有關。連接變形過大會使得結構抗側剛度不足，故需要減小連接處螺栓孔承壓引起的變形。在進行結構設計時，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構試件的有限元模型，驗證了有限元模型的正確性，然后對影響結構滯回性能的設計因素進行了參數分析，可以得到以下結論：

(1) 含雙槽鋼截面可更換耗能梁段的高強鋼框筒結構地震作用下損傷集中于耗能梁段，通過雙槽鋼截面耗能梁段進入塑性耗散能量，其余構件基本處于彈性狀態或輕微發展塑性，且結構呈現出良好的變形能力。

(2) 隨著耗能梁段長度比的增加，結構承載力、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展不充分。基于本文的分析結果建議耗能梁段長度比在0.84～1.40 變化。

(3) 結構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，裙梁截面發展了一定程度的塑性。基于本文的分析結果，建議雙槽鋼截面可更換耗能梁段可較好地應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構承載力、剛度和耗能能力幾乎沒有影響。基于本文的分析結果，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，對結構剛度和承載力影響較小；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受長度比影響較大，長度比小于或等于0.84 時，超強系數大于2.0，長度比大于0.84 時，超強系數在1.42～1.79變化。