连柱支撑钢框架结构抗震性能研究

俞 越，赵宝成

（苏州科技大学 江苏省结构工程重点实验室，江苏 苏州 215011）

连柱支撑钢框架结构抗震性能研究

俞 越，赵宝成

（苏州科技大学 江苏省结构工程重点实验室，江苏 苏州 215011）

为研究连柱支撑钢框架结构的抗震性能，设计了1个BASE试件和4个不同支撑截面的对比试件，采用有限元分析软件ABAQUS分析其滞回性能。分析结果表明：连柱支撑钢框架结构破坏过程呈现明显的三阶段性，塑性损伤集中于耗能连梁；结构具有良好塑性变形能力、较大的水平抗侧刚度、较好的延性及耗能能力；支撑的内力设计放大系数取为1.4时，结构具有良好的抗震性能；层间位移角为1/550～1/14时，通过替换耗能连梁，结构可以快速恢复使用。

耗能连梁；连柱支撑钢框架；滞回性能；可替换；支撑设计内力放大系数

汶川震害表明[1]，依照规范设计的结构基本能达到“小震不坏，中震可修，大震不倒”的抗震设防目标，但业主往往无法承受过长的维修周期和过高的维修费用。为了实现震后结构功能的快速恢复并减少结构破坏带来的经济损失，可恢复功能结构[2]应运而生，连柱钢框架结构体系就是其中之一。

Dusicka和Iwai于2007年首次提出了连柱钢框架结构体系的概念[3]。连柱钢框架结构由通过耗能连梁连接的毗邻双柱（称为连柱系统）和与之相连的钢框架组成（见图1）。其中连柱系统作为结构的第一道抗震防线，钢框架作为第二道抗震防线。在地震作用下，结构响应分为三个阶段：弹性阶段、使用功能快速恢复阶段和防倒塌阶段。在使用功能快速恢复阶段，结构通过耗能连梁耗散地震能量，而其余构件保持弹性。由于此阶段塑性损伤集中于耗能连梁，通过耗能连梁的替换，结构可以快速恢复使用。

连柱钢框架结构由于抗侧刚度较小仅适用于中低层建筑。为了使连柱钢框架结构应用于高层建筑，赵宝成等[4]在连柱钢框架结构的基础上提出了连柱支撑钢框架结构（见图2），并与K形偏心支撑结构进行了Pushover性能对比。分析结果表明与K形偏心支撑结构相比，连柱支撑钢框架结构耗能连梁塑性铰分布较为均匀，各层耗能连梁转角相接近，结构层间位移角较小，结构整体抗震性能良好。

由于目前未见文献对连柱支撑钢框架结构的滞回性能进行性分析，因此文中采用限元分析软件ABAQUS对连柱支撑钢框架结构进行往复加载，得到了连柱支撑钢框架结构的滞回曲线，分析了结构的滞回性能。由不同支撑截面的试件的滞回曲线所得到的抗侧强度、耗能和延性等抗震性能指标的对比分析，确定了使结构抗震性能最优的支撑设计内力放大系数。通过对各试件的损伤破坏过程的分析，确定了结构耗能连梁可替换的层间位移角范围。

图1 连柱钢框架

图2 连柱支撑钢框架

1 试件设计

试件以某3跨5榀15层连柱支撑钢框架结构为原型结构，框架跨度为8.4m，进深7.2 m，层高3.3 m，如图3、4所示。耗能连梁采用Q235B钢，其它构件采用Q345B钢。抗震设防类别为丙类，抗震设防烈度为8度（0.2g），场地类别为Ⅱ类，设计地震分组为第一组，基本风压为0.45 N/m2，地面粗糙度为C类。参考相关规范及文献[5-6]，通过有限元分析软件SAP2000对各构件截面进行优化设计[7]。

图3 结构平面布置图

图4 2轴线立面图

取原型结构第2榀连柱支撑跨1至3层作为BASE试件。其中框架梁截面为H400×250×16×20，边柱截面为 H550×550×20×32， 中柱截面为 H400×400×18×28， 支撑截面为 H240×240×16×18， 耗能连梁截面为H350×200×8×14，耗能连梁长度为800mm，其余的试件尺寸如图5所示。

图5 试件尺寸

多高层钢结构的支撑是保障结构在竖向和水平荷载作用下稳定性的重要构件[8]。在偏心支撑结构中，为了使耗能连梁起到保险丝的作用，对支撑的设计内力进行了放大[9]。连柱支撑钢框架结构中耗能连梁的作用与偏心支撑结构类似，为了使耗能连梁先于支撑屈服，需要对支撑设计内力进行放大。但过度放大支撑设计内力，会使柱子过早的发生无侧移失稳，导致结构整体延性的迅速下降[10]。

以BASE试件为基础，在保持其余构件截面和尺寸不变的前提下，通过改变支撑截面的设计内力放大系数选取支撑截面，建立了4个对比试件（见表1）。

表1 LCBF系列试件支撑截面

支撑截面选取的方法如下：提取SAP2000有限元模型中支撑的最不利内力N，乘以放大系数η，采用如下公式选取截面[5]。

式中，N为支撑斜杆的轴向力设计值；Abr为支撑斜杆的截面面积；φ为轴心受压构件的稳定系数；ψ为受循环荷载的强度降低系数；λ、λn为支撑斜杆的长细比和正则化长细比；E为支撑斜杆钢材的弹性模量；f、fay分别为钢材强度设计值和屈服强度；γRE为支撑稳定破坏承载力抗震调整系数。

由于一般工程设计中支撑大多按铰接计算，因此偏于保守地取支撑计算长度系数为μ=1。

2 有限元模型的建立与试验验证

2.1 钢材本构关系

在ABAQUS有限元分析模拟时，单向推覆采用各向同性强化模型（Isotropic），往复加载采用双线性随动强化模型（Kinematic），考虑材料非线性和包辛格效应。钢材弹性模量为E=2.06×105N/mm2，泊松比μ为0.3。其他钢材性能参数见表2。

表2 钢材性能参数

2.2 单元划分及边界条件

试件所有单元采用了实体8节点六面体非协调模式单元（incompatiblemodes）C3D8I。该单元能在保证位移和应力等结果较为精确的同时具有较高的计算效率。整个模型采用结构化网格划分技术（structured）和中性轴网格划分算法（medial axis），使模型具有较好的网格质量。所有构件间的焊接均采用绑定接触（tie）模拟。通过耦合（coupling）柱脚截面至该截面中心的参考点并约束该点所有方向的自由度来模拟柱脚固接。同理，耦合梁柱节点处截面至该截面中心的参考点作为位移荷载的加载点。约束框架梁上翼缘平面外平动自由度（U3）来模拟楼板对框架梁侧向约束，防止结构整体平面外失稳。同时，在分析步中开启大变形（Nlgelom），以考虑几何非线性的影响。

2.3 加载制度

试件分两阶段加载：（1）通过柱顶施加竖向重力荷载；（2）通过结构两端加载点施加水平倒三角往复荷载。文中采用了基于多点位移控制[11]的水平分布力加载方法，通过如下位移约束方程，使一、二、三层各加载点处水平荷载比值始终保持为1:2:3。

式中，pi是第i个自由度上施加荷载的比例系数；di是第i个自由度的位移；d0是新增约束方程引入自由度的位移。

采用ECCS完全加载制度，先通过推覆分析得到结构荷载位移曲线，再应用能量等效面积法确定结构的显著屈服点 Δy。 采用位移控制的加载制度，循环荷载按屈服位移的倍数加载，按照 Δy/4、Δy/2、3Δy/4、Δy、2Δy、3Δy……的方式进行，以顶点位移表示的加载制度如图6所示。经试算，第三圈循环曲线基本和第二圈重合，因此每级位移循环二次，直至试件发生破坏。ABAQUS有限元模型如图7所示。

图6 加载制度示意图

图7 ABAQUS有限元模型

2.4 试验验证

因为尚未有相关文献涉及连柱支撑钢框架的试验研究，所以选取文献[12]中的K形偏心支撑钢框架滞回性能试验内容，按2.2节所述方法进行有限元模拟，验证有限元模拟的适用性。试件为两层单榀框架，跨度为 1 900mm，层高为 1 200 mm，框架柱截面为 H150×150×7×10，框架梁截面为 H150×150×7×10，支撑截面为H100×100×6×8，耗能段长度为300mm。试验和有限元模拟滞回曲线对比如图8所示。由图可知，试验和模拟的滞回曲线重合度较高，说明该有限元模拟方法可靠度较高，可用于连柱支撑钢框架的有限元模拟分析。

图8 试验和有限元模拟滞回曲线对比

3 连柱支撑钢框架结构滞回性能

3.1 破坏过程

各试件在往复荷载作用下结构响应都表现出明显的三阶段性：（1）弹性阶段。当往复位移较小时结构整体保持弹性。（2）使用功能快速恢复阶段。随着往复位移的增大，耗能连梁腹板开始剪切屈服，如图9所示（因篇幅有限图以BASE试件为例，下同），于此同时其余构件保持弹性，通过耗能连梁的替换，结构可以快速恢复使用。（3）防倒塌阶段。随着往复位移的继续增大，一、二层支撑开始出现平面外变形，如图10所示。结构通过支撑和钢框架的塑性变形，避免结构倒塌。最终5个试件都因柱脚出现较大的局部屈曲视为破坏，如图11所示。

总体而言，连柱支撑钢框架结构具有较大的结构冗余度，合理的屈服次序，有较好的破坏机理。

图9 耗能连梁应力图

图10 支撑平面外变形

图11 柱脚局部屈曲破坏

3.2 滞回曲线

各试件滞回曲线如图12所示。各试件在往复位移较小时，滞回曲线几近重合，滞回环包围面积较小，结构保持弹性。随着往复位移的增大，滞回曲线向外开展。LCBF1和LCBF2试件由于支撑截面较小，导致支撑过早屈曲，滞回环略微捏缩。随着支撑截面的增大，试件的滞回曲线越来越饱满。

总体而言，各试件滞回曲线都较为饱满而稳定，说明连柱支撑钢框架结构具有较好的塑性变形能力。

图12 滞回曲线

3.3 骨架曲线及刚度退化曲线

各试件骨架曲线和刚度退化曲线如图13、14所示。从骨架曲线图来看，各试件的骨架曲线在弹性阶段基本重合。进入塑性阶段后，支撑截面较小的试件支撑屈曲较早，导致结构承载力较小。从刚度退化曲线图来看，各试件刚度退化趋势基本一致，较大支撑截面试件的水平抗侧刚度较大。

总体而言，连柱支撑钢框架结构由于支撑和毗邻双柱的作用在弹性阶段具有较大的水平抗侧刚度，从而保证了非结构构件的破坏。随着往复位移的增大，受压支撑产生平面外变形，水平抗侧刚度显著降低，但由于受拉支撑的作用，结构承载力降低并不显著。随着钢框架等其余构件进入塑性，承载力还略有上升，结构体现出良好的延性。

图13 骨架曲线

图14 刚度退化曲线

3.4 延性分析

延性是保证结构在大震作用下不倒塌的重要抗震指标，结构的延性可以通过延性系数来衡量：

式中，δy为结构最大位移；δy为结构屈服位移。

各试件的延性系数如表3所示。由表3可知，随着支撑截面的增大，延性逐渐降低。其中LCBF4试件由于支撑截面过大，导致柱脚提前屈曲，延性降低较多。

总体而言，各试件延性系数均大于5，表明连柱支撑钢框架结构具有良好的延性性能。

表3 LCBF系列试件延性系数

3.5 耗能分析

结构的耗能能力是评价结构抗震性能的重要指标。从滞回曲线来看，结构的耗能性能可以用等效粘滞阻尼系数he来衡定，它的计算公式如下

式中，SABCOA为最大一圈滞回环包围的面积的一半；SOBEO为三角形OBE的面积，如图10所示。

各试件的粘滞阻尼系数如表4所示，支撑截面过小或过大都会导致结构粘滞阻尼系数的降低，BASE试件和LCBF3试件的耗能性能相对最好。

总体而言，各试件的粘滞阻尼系数均大于0.3，说明连柱支撑钢框架结构耗能性能良好。

图10 等效粘滞阻尼系数计算示意图

表4 LCBF系列试件延性粘滞阻尼系数

从加载时间历程来看（因篇幅有限以BASE试件为例），提取ABAQUS历程输出中的塑性耗散能ALLPD，如图15、16。由图15可以看出，在支撑出现平面外变形之前（加载10 s时），结构主要通过耗能连梁的塑性变形耗散地震能量而其余构件保持弹性，耗能连梁起到了结构保险丝的作用，保护了承重构件。由图16可知，在支撑出现平面外变形后，通过受拉支撑的屈服和受压支撑的屈曲，支撑成为除钢框架之外结构主要的耗能构件。在大震作用下，结构依靠支撑和钢框架的塑性变形耗散地震能量，可以避免倒塌。

总体而言，连柱支撑钢框架结构在不同阶段通过相应构的塑性变形耗散地震能量，体现出合理的耗能机理。

图16 BASE试件加载全过程中结构能量耗散

图15 BASE试件支撑平面外变形前结构能量耗散

4 支撑设计内力放大系数及耗能连梁替换范围

4.1 支撑设计内力放大系数

由各试件滞回曲线所得的抗震参数汇总于表5。通过对比BASE试件可知，支撑截面较小的LCBF1和LCBF2试件虽然表现出较好的延性，但结构的抗侧强度和耗能性能较差。支撑截面较大的LCBF3试件耗能性能表现较好，但抗侧强度提高不多，延性略微下降。由于LCBF3试件相较于BASE试件抗震性能提高不多，截面又稍大，经济性相对稍差。LCBF4试件由于支撑截面过大，导致柱脚屈曲过早，结构延性下降较多，耗能性能也下降较大。相较而言BASE试件具有相对较好的抗侧强度、延性性能和耗能能力。因此当支撑内力放大系数取为1.4左右时，连柱钢支撑框架结构整体抗震性能良好。

表5 LCBF系列试件抗震参数

4.2 耗能连梁替换范围

各试件都先后经历了耗能连梁屈服、支撑平面外屈曲和最终的柱脚局部屈曲破坏，结构的地震响应也因此分为鲜明的三个阶段：弹性阶段、使用功能快速恢复阶段和防倒塌阶段，如图16所示。在使用功能快速恢复阶段，结构仅耗能连梁进入塑性耗散地震能量而其余构件保持弹性。由于塑性损伤集中于耗能连梁，通过替换耗能连梁，结构可以实现快速恢复使用。

图16 连柱支撑钢框架结构损伤破坏

通过对各试件耗能连梁开始屈服和支撑出现平面外变形两个塑性损伤时刻所对应的结构层间位移角的分析，可以确定结构耗能连梁可替换的层间位移角范围。

各试件损伤破坏时所对应的结构层间位移角如表6所示。由表6可知，各试件在加载至层间位移角0.18%左右时耗能连梁腹板屈服，除LCBF4试件外，各试件在加载至层间位移角为0.7%左右时支撑构件开始出现平面外变形。因此可知连柱支撑钢框架结构在层间位移角为0.18%～0.7%，即1/550～1/140时，通过耗能连梁的替换可以实现使用功能的快速恢复。

表6 LCBF系列试件损伤破坏对应的结构层间位移角

5 结论

（1）连柱支撑钢框架结构破坏过程呈三阶段性，结构具有较大的冗余度，合理的屈服次序，有较好的破坏机理。

（2）连柱支撑钢框架结构具有较好塑性变形能力、较大的水平抗侧刚度、较好的延性性能及耗能能力，是良好的抗震体系。

（3）连柱支撑钢框架结构中支撑的内力放大系数为1.4时，结构具有良好的抗震性能。

（4）连柱支撑钢框架结构在层间位移角为1/550～1/140时，结构通过耗能连梁的替换可实现使用功能的快速恢复。

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Study on seismic behavior of the linked column steel bracing frames

YU Yue,ZHAO Baocheng
（Jiangsu Provincial Key Laboratory of Structural Engineering,SUST,Suzhou 215011,China）

In order to study the seismic behavior of the linked column steel bracing frames,a base specimen and four comparative specimenswith different bracing sectionswere designed,and the finite element analysis software ABAQUSwas used to analyze the hysteretic behavior of the specimens.The result shows that the failure process of the linked column steel bracing frame has three stages and the structure’s plastic damage is concentrated on the links.The structure has good plastic deformation capacity,high lateral stiffness,good quality of ductility and energy consumption.When the internal forcemagnification factor of the bracing is 1.4,the structure has a good seismic performance.By replacing the links,the structure can rapidly return to occupancy when the inter-story displacement angle ranges from 1/550 to 1/140.

link;the linked column steel bracing frame;hysteretic behavior;replaceable;internal forcemagnification factor of the bracing

TU391

：A

：2096-3270（2017）03-0007-07

（责任编辑：秦中悦）

2016－11-30

江苏省高校自然科学研究重大项目（15KJA560002）

俞 越（1989-），男，江苏苏州人，硕士研究生。

赵宝成（1970-），男，教授，博士，从事钢结构抗震性能研究，Email:zhaobc2000@163.com。