箱形柱芯筒式雙法蘭剛性連接節點平面框架擬靜力試驗研究

張愛林，王 杰，張艷霞,2，劉安然

(1. 北京建筑大學，土木與交通工程學院，北京 100044；2. 北京建筑大學，北京未來城市設計高精尖創新中心，北京 100044；3. 北京工業大學，北京市高層和大跨度預應力鋼結構工程技術研究中心，北京 100124)

裝配式鋼結構因其具有節能環保、提高建筑安全水平、推動化解過剩產能等一舉多得之效，受到國家政策的鼓勵和大力支持，發展前景十分廣闊[1]。目前在鋼結構建筑中應用的箱形柱等豎向構件傳統全熔透焊接拼接的連接技術，施工質量難以保證、施工效率低下、污染環境等問題突出，因此研發現場高效裝配的鋼結構體系及全螺栓連接節點關鍵技術意義深刻并具有較好的工程應用前景。

為提高傳統鋼結構裝配效率及存在的突出問題，國內外學者對多高層裝配式鋼結構及關鍵連接技術進行了一系列的理論創新與試驗研究。裝配式鋼結構水平構件全螺栓剛性連接技術相對成熟，已有大量研究成果[2 ? 8]，豎向構件裝配節點相關研究較少，部分成果如下。清華大學王元清等[9]對含4種基本形式的鋼管結構法蘭連接節點的試件進行四點彎加載試驗，驗證了法蘭連接節點設計流程的可靠性及經濟性；同濟大學劉康等[10]提出以內套筒作為連接件，以高強度螺栓和對穿螺栓作為緊固件的拼接節點形式；Li、Uy等[11 ? 12]提出一種可拆分的箱形截面柱-柱連接方式，完成柱節點拉壓試驗及數值模擬分析，結果表明該柱節點具有足夠的剛度及可靠度；劉學春、張愛林等[13 ? 14]通過對不同法蘭板厚度的法蘭連接柱進行了足尺模型試驗和有限元分析，分析多高層鋼結構柱連接在拉-彎-剪組合作用及壓-彎-剪作用下的受力性能；王宇強等[15]對圓鋼管剛性法蘭角焊縫在軸拉荷載作用下的受力性能開展了非線性有限元分析；張艷霞等[16]設計并完成了4個套筒式全螺栓箱形柱拼接節點的擬靜力試驗，試驗結果表明芯筒的設置可以提高節點剛度及抗彎、抗剪能力。

為了提高鋼框架的側向剛度和耗能能力，使其具有良好的抗震性能，研究人員將多種摩擦阻尼器應用于鋼框架，研究阻尼器的工作機理及耗能能力。金眞佑等[17]研發出低屈服空心鋼管中間柱型阻尼器，通過變參數分析將其與傳統H型剪切阻尼器進行了對比；屈俊童等[18]提出了一種新型筒式自復位形狀記憶合金-摩擦阻尼器，試驗結果表明該阻尼器能有效地將結構的反應控制在彈性范圍內；張愛林、張艷霞等[19 ? 21]提出一種中間柱型摩擦阻尼器并應用于鋼框架體系中，進行了擬動力試驗和靜力推覆試驗研究，研究結果表明中間柱型摩擦阻尼器具有承載和耗能雙功能，有效避免了主體結構的損傷。

本課題組提出了一種箱形柱芯筒式雙法蘭連接剛性節點及其設計方法，完成低周往復荷載下的足尺節點試驗研究、數值模擬和理論分析，在此研究基礎上，進行設計并完成了箱形柱芯筒式雙法蘭剛性連接節點純框架和減震框架擬動力試驗。在擬動力試驗結束后兩榀框架整體結構基本保持彈性狀態，本文繼續對兩榀框架進行了擬靜力試驗，對比研究兩榀框架在大變形情況下滯回特性、承載能力、構件典型部位應變變化及剛度退化情況，同時對法蘭板及螺栓預拉力損失、中間柱型阻尼器工作機理進行研究分析。

1 芯筒式雙法蘭剛性連接節點構造

芯筒式雙法蘭剛性連接節點通過標準柱座、法蘭板及高強螺栓連接上柱與下柱，為實現節點剛性連接及高效裝配，將預制的八邊形芯筒置于標準柱座內，上、下柱及柱座設置法蘭板并采用摩擦型高強螺栓進行連接，此外法蘭板還可以有效連續傳遞水平構件內力并在梁柱節點處起外環板作用。標準柱座與水平構件通過連接板及剪切板進行螺栓連接，節點連接構造如圖1所示。

圖1 芯筒式雙法蘭剛性連接節點構造Fig.1 Construction details of double flange rigid connection with core-tube

箱形柱芯筒式雙法蘭剛性連接按三階段設計方法進行設計，即彈性設計、等強驗算、承載力驗算。在多遇地震作用下，由于芯筒與柱壁之間存在間隙，未產生相互作用，偏于安全不考慮芯筒作用，此時法蘭板高強螺栓承擔相應的彎矩和剪力。在設防地震作用下，按等強原則考慮芯筒作用，芯筒與法蘭板高強螺栓抗彎及抗剪承載力之和不應小于箱形柱的抗彎及抗剪承載力。罕遇地震作用下考慮芯筒作用，按照“強連接、弱桿件”設計準則，箱形柱芯筒式雙法蘭連接的全塑性抗彎及抗剪承載力不應小于箱形柱全塑性抗彎和抗剪承載力。

2 試驗概況

2.1 原型結構

箱形柱芯筒式雙法蘭剛性連接節點純框架及減震框架擬靜力試驗研究以首都師范大學附屬中學教學樓為原型結構，結構主體為鋼框架結構，地上5層，平面跨度以9 m為主，首層層高4.2 m，2層～4層層高3.9 m，5層層高4.5 m，圖2為該教學樓結構平面圖，主要構件尺寸見表1。減震框架的中間柱型摩擦阻尼器設置在框架跨中位置，其在整個結構平面中的布置及分布如圖2虛線框選部分所示。選取實線框選的一榀框架首層作為試驗子結構進行純框架及減震框架擬靜力試驗對比研究。

圖2 原型結構平面圖Fig.2 Plane of prototype structure

表1 原型結構主要構件尺寸Table 1 Dimensions of prototypestructural components

2.2 試驗結構

對原型結構進行0.7倍縮尺，軸壓比與實際工程保持一致，其值為0.21，兩榀框架構造詳圖如圖3、圖4所示，試驗結構的主要構件尺寸見表2。

表2 試驗結構主要構件尺寸Table 2 Dimensions of test structural components

圖3 芯筒式雙法蘭剛性連接節點純框架構造詳圖/mmFig.3 Details of flanged rigid connection with core-tube

圖4 芯筒式雙法蘭剛性連接節點減震框架構造詳圖/mm Fig.4 Details of damping frame flanged rigid connection with core-tube

2.3 加載裝置

擬靜力試驗加載均采用電液伺服加載系統進行加載，加載裝置如圖5～圖8所示。反力架由立柱及橫梁組合而成，兩個200 t電液伺服作動器連接于反力架，施加荷載至與實際工程一致的軸壓比0.21，軸力為1050 kN，在整個試驗過程保持不變。一個200 t電液伺服作動器連接于反力墻進行水平方向加載。本次試驗為了保證平面純框架發生面內變形同時保框架梁整體穩定性，在距框架梁兩端1/3處設置各設置一道側向支撐以保證面外穩定，側向支撐與梁軸線鋼板點接觸，接觸點處鋼板表面設置聚四氟乙烯板以減少摩擦。

圖5 純框架加載裝置示意圖/mm Fig.5 Test setup of the frame

圖6 純框架加載試驗Fig.6 Loading test of plane frame

圖7 減震框架加載裝置示意圖/mm Fig.7 Test setup of damped frame

圖8 減震框架加載試驗Fig.8 Loading test of damped frame

2.4 材料性質

鋼結構各部件均采用Q345B鋼材，涉及板件厚度有10 mm、12 mm、14 mm及20 mm四種，根據《鋼及鋼產品力學性能試驗取樣位置及試樣制備》(GB/T 2975?1998)[22]板件試樣規定進行標準拉伸試件設計[23]，每種試件制作3個試樣，使用萬能試驗機對試樣進行單向拉伸試驗，板件力學性能試驗結果如表3，本試驗鋼材屈服應變取1800 με。

表3 標準板狀試樣拉伸試驗數據Table 3 Material properties of standard plate coupons

2.5 測點布置與量測

2.5.1 荷載

試驗過程中的豎向荷載及水平荷載均由電液伺服作動器內部傳感器進行測量。

2.5.2 螺栓預拉力測量

如圖9所示，箱形柱芯筒式雙法蘭剛性連接節點平面純框架及減震框架標準柱座與上、下柱法蘭連接位置各設置2個量程為500 kN的壓力傳感器進行測量高強螺栓預拉力的變化。在減震框架中，為了使阻尼器具備良好的耗能能力，中間柱型摩擦阻尼器使用高強螺栓進行連接，如圖10所示，本試驗中采用4個量程為300 kN的壓力傳感器對耗能螺栓進行測量。

圖9 柱座螺栓測點布置Fig.9 Arrangement of measuring points for high-strength bolts at column base

圖10 摩擦阻尼器耗能螺栓測點布置Fig.10 Arrangement of measuring points for high-strength bolts on friction damper

2.5.3 位移測量

箱形柱芯筒式雙法蘭剛性連接節點減震框架電阻位移計布置如圖11所示，東側和西側柱柱腳各設置1個量程為50 mm的位移計對柱腳滑移進行測定，東側標準柱座上、下法蘭各布置1個量程為±25 mm的位移計對法蘭板位移進行測量，在標準柱座中間高度位置的東側和西側分別設置2個和1個量程為±200 mm的位移計對結構側向位移進行量測。中間柱型摩擦阻尼器為位移型阻尼器，為了對不同加載情況、加載級別下阻尼裝置的滑移情況進行量測，摩擦阻尼器的柱腳設量程位±50 mm位移計，兩側設置量程為±150 mm位移計2個。

圖11 減震框架電阻位移計布置示意圖Fig.11 Layout of resistance displacement parameter in damped frame

除中間柱型摩擦阻尼器位移計設置區域外，純框架電阻位移計的布置與減震框架一致。

2.5.4 應變測量

如圖12所示，為了對梁柱節點域及主要構件的應變進行監測，減震框架的應變片沿框架柱外部、框架梁翼緣和腹板、八邊形芯筒內部、標準柱座截面周長及柱座法蘭板、框架梁剪切板、框架梁梁內外側蓋板平面進行橫向及縱向布置，并在中間柱型摩擦阻尼器與框架梁節點域位置、中間柱翼緣及腹板環向、阻尼裝置平面范圍進行應變片布置。除中間柱型摩擦阻尼器應變片布置區域外，純框架應變片布置情況與減震框架一致。

圖12 減震框架應變片布置示意圖Fig.12 Layout of strain gauges arrangement of damped frame

2.6 加載制度

為研究純框架及減震框架在大變形情況下的力學性能，對2榀試驗結構進行低周往復荷載作用下結構性能研究。擬靜力試驗通過MTC電液伺服加載系統進行控制，參考FEMA350[24]，通過控制層間位移角對結構進行低周往復加載。加載歷程如圖13所示：① 0.003 75 rad，2個循環；② 0.005 rad，2個循環；③ 0.0075 rad，2個循環；④ 0.01 rad，2個循環；⑤ 0.015 rad，2個循環；⑥ 0.02 rad，2個循環；⑦ 0.03 rad，2個循環；⑧ 0.04 rad，2個循環。

圖13 靜力推覆加載歷程Fig.13 Loading history of static pushover

3 試驗現象

擬動力試驗結束以后，除平面純框架的東柱南側柱腳及減震框架東柱西側柱腳開始進入塑性外，兩榀框架其他典型部位均未有塑性產生，兩榀框架整體結構均保持彈性狀態。純框架和減震框架在擬靜力試驗過程中，除框架梁軸向變形外，各拼接位置均保持完好，無變形、翹曲或板件屈曲的現象出現。水平位移達到彈塑性位移角限值0.02 rad(1/50)前，兩榀試驗結構各典型構件均保持完好，結構變形協調，無明顯現象產生。減震框架0.04 rad(1/25)時結構整體照片如圖14，層間位移角為0.02 rad(1/50)～0.04 rad(1/25)時，兩榀試驗框架標準柱座節點及柱腳變形情況如圖15～圖16所示。通過試驗現象對比可知，當層間位移角為0.02 rad(1/50)時，純框架及減震框架節點、節點域和柱腳均無明顯現象；當層間位移角達到0.03 rad(1/33)時，純框架東柱柱腳東側發生輕微屈曲、法蘭板無明顯變形及翹曲，減震框架因中間柱型摩擦阻尼器摩擦耗能主體結構柱腳保持完好；當層間位移角加大到0.04 rad(1/25)時，純框架柱發生微小扭轉，梁端彎矩增大致使節點上法蘭板輕微翹曲，柱腳屈曲現象比較明顯，減震框架柱腳東側發生輕微屈曲、噴漆表面皺褶，其他典型位置未見明顯變形及損傷，主體結構保持完好。

圖14 層間位移角為0.04 rad(1/25)時結構整體照片Fig.14 Test photograph of test structure for inter-story drift ratio of 0.04 rad (1/25)

圖15 不同層間位移角下兩榀框架標準柱座節點試驗照片Fig.15 Test photos of standard column base joints of both frames under different inter-story drifts

圖16 不同層間位移角下兩榀框架柱腳試驗照片Fig.16 Test photograph of column base of both frames under different inter-story drifts

4 試驗結果對比分析

4.1 滯回曲線、骨架曲線及耗能情況

等效粘滯阻尼系數、各加載級耗能比、累積耗能比均列于表4，由圖17滯回曲線及圖18等效粘滯阻尼系數曲線可知，在0.003 75 rad(1/267)～0.005 rad(1/200)時，兩榀試驗結構整體保持彈性狀態，等效粘滯阻尼系數較為接近，彈性應變能提供結構耗能。當層間位移角為0.005 rad(1/200)時，減震框架的中間柱型摩擦阻尼器在加載過程中克服其最大靜摩擦力而開始滑移，當層間位移角為0.01 rad(1/100)時純框架柱腳開始產生塑性；至層間位移角為0.015 rad(1/67)時減震框架柱腳開始出現塑性，純框架主要通過塑性應變進行耗能，減震框架與摩擦阻尼器一同耗能。當達到鋼結構彈塑性位移角限值0.02 rad(1/50)時，兩榀框架試驗結構滯回特性已明顯形成，呈雙線性。0.04 rad(1/25)時兩榀試驗結構的滯回曲線均較為飽滿、對稱，并且沒有承載力降低的現象。由此可知在大變形情況下，兩榀試驗框架等效粘滯阻尼系數均呈類二次函數增長，而阻尼器提供的摩擦阻尼與減震框架結構塑性發展共同耗能，使減震框架整體結構塑性發展緩慢，結構承載力提高，耗能機制更為合理。

表4 等效粘滯阻尼系數、各加載級耗能比、累積耗能比Table 4 Equivalent viscous damping coefficient, energy dissipating ratio and accumulated energy dissipating ratio at various loading stages

圖17 低周往復荷載下試驗結構滯回曲線Fig.17 Hysteresis loops of test structure under low-cycle loading

圖18 等效粘滯阻尼系數曲線Fig.18 Equivalent viscous damping coefficients

由圖19骨架曲線可知，兩榀試驗結構正負向承載力對稱，減震框架的剛度及承載力始終大于純框架。層間位移在0.003 75 rad(1/133)之前兩榀框架骨架曲線基本呈線性增長，均處于彈性狀態，當達到0.0075 rad(1/133)時，由于阻尼器產生滑移使減震框架剛度有所下降但仍高于純框架剛度。當層間位移角增加到0.01 rad(1/100)時，由于純框架柱腳開始產生塑性，骨架曲線增勢平穩，割線剛度降低。當層間位移角為0.01 rad(1/100)～0.02 rad(1/50)時減震框架柱腳塑性也逐漸發展，同時摩擦阻尼器滑移而出現剛度退化現象，使減震框架承載力增速減慢。當增至0.04 rad(1/25)時，純框架柱腳屈曲較為明顯，結構產生較大的變形，結構承載力雖無降低但增勢趨于平緩，減震框架雖柱腳出現輕微屈曲但承載力仍保持增長趨勢。

圖19 低周往復荷載下試驗結構骨架曲線Fig.19 Skeleton curve of test structure under low-cycle loading

通過對比分析可知在大變形情況下兩榀框架均具有良好的耗能能力和承載能力，但減震框架因具有更好的結構特性及合理的耗能機制，相較于純框架其耗能能力更強，結構承載力更高，塑性發展更加緩慢。

4.2 應變變化

圖20～圖22及表5為平面純框架及減震框架在層間位移角為0.003 75 rad(1/267)～0.04 rad(1/25)時各典型部位的應變值。由圖對比分析可知，當層間位移角在0.01 rad(1/100)之前，純框架與減震框架試驗結構各典型部位均處于彈性狀態，且純框架柱腳應變大于減震框架，而減震框架梁翼緣最大應變大于純框架，這是由于中間柱型摩擦阻尼器的彎矩及剪力隨水平位移的增加而不斷增大，當中間柱阻尼器克服最大靜摩擦力開始滑移時，彎矩及剪力隨即釋放，致使阻尼器與梁連接節點處的應變增大。當層間位移角增至0.01 rad(1/100)時，純框架東柱東側柱腳應變為1870.61 με，開始進入塑性狀態，減震框架柱腳及主體結構仍保持彈性，到層間位移角為0.015 rad(1/67)時減震框架柱腳開始進入塑性，應變為3583.25 με。當層間位移角增至彈塑性位移角限值0.02 rad(1/50)時，純框架的東側柱腳應變最大達到12 438.8 με，塑性發展較大，已完全進入塑性狀態，而減震框架柱腳應變僅為4074.11 με；兩榀試驗結構芯筒在與上下柱及柱座共同工作中分擔逐漸更多彎矩及剪力，對節點域形成保護，減震框架節點域應變值增速較純框架更為緩慢，最大值僅為602.3 με。層間位移角繼續增大，純框架及減震框架柱腳均因為柱輕微扭轉而使南側柱腳塑性應變發展較快，但由于中間柱型摩擦阻尼器隨滑移量的增加耗能增加，使得減震框架柱腳應變遠小于純框架。當層間位移角為0.04 rad(1/25)時，純框架柱腳最大應變約為減震框架柱腳最大應變6倍，達到了28 261.1 με，減震框架柱腳進入塑性并超過2倍屈服應變；節點域應變分別僅為812.4 με和773.8 με，均保持彈性狀態。此加載級下，相較純框架，減震框架梁應變較大，此時減震框架中間柱阻尼器滑移已接近最大值，加之柱腳塑性變形，阻尼器螺栓與孔壁發生了擠壓，滑移鎖定，累積在中間柱型阻尼器中的彎矩無法得到釋放，中間柱與長梁節點域受力較大，應變較高，相應導致該區域長梁下翼緣應變增長較快。

表5 不同加載級典型部位應變峰值Table 5 Maximum strain of typical parts under different loadings

圖20 東柱南側柱腳應變變化Fig.20 Strain variation of south side of east column base

圖21 東柱東側柱腳應變變化Fig.21 Strain variation of east side of east column base

圖22 梁翼緣應變變化Fig.22 Strain variation of beam flanges

通過對比分析可知，由于中間柱型摩擦阻尼器與減震框架梁連接節點處彎矩及剪力釋放使此處的應變增大，進而導致減震框架梁翼緣最大應變大于純框架，但中間柱型摩擦阻尼器摩擦耗能并為減震框架主體結構提供一定的剛度，使其柱腳塑性發展較純框架更為緩慢。兩榀框架節點強度及剛度均并未發生明顯削弱，芯筒的設置能夠有效保護節點域，滿足“強節點、弱構件”準則。

4.3 柱拼接節點法蘭板滑移及螺栓預拉力損失

如圖23所示，對平面純框架和減震框架法蘭板滑移情況進行對比。由圖可知，在擬靜力試驗過程中兩榀試驗框架上、下法蘭板最大滑移均非常小，當層間位移角為0.02 rad(1/50)時，純框架和減震框架法蘭板最大滑移分別為1.38 mm和0.78 mm。當層間位移角達到0.04 rad時，純框架及減震框架法蘭板最大滑移分別為2.30 mm和0.35 mm，純框架法蘭板滑移量均大于減震框架。在此過程中水平位移及豎向構件輕微扭轉導致上下法蘭板相對滑移，兩榀框架芯筒最大應變分別為1294.8 με和2439.9 με，由此可知芯筒與上下柱柱壁緊貼協同工作，分擔節點域處彎矩、剪力，對限制法蘭板相對滑移有較大貢獻，從而減緩節點域塑性發展。在整個擬靜力試驗過程中，兩榀框架法蘭板最大滑移量分別僅為2.30 mm和1.21 mm，豎向構件連接可靠。

圖23 柱座法蘭板滑移Fig.23 Slippage of column base flanges

純框架和減震框架10.9S M24高強螺栓的初始預拉力及最大損失值如表6所示，各加載級高強螺栓最大預拉力損失變化如圖24所示，當層間位移角在0.015 rad(1/67)之前，兩榀試驗結構柱座高強螺栓預拉力損失均較小，當層間位移角為0.015 rad(1/67)時，純框架和減震框架試驗結構高強螺栓最大預拉力損失分別為1.21 kN(0.55%)和1.48 kN(0.67%)，當層間位移角達到0.02 rad(1/50)時，純框架與減震框架高強螺栓預拉力損失較上一級增速較快，最大分別為3.37 kN(1.51%)和2.43 kN(1.09%)。當 層 間 位 移 角 為0.04 rad(1/25)時，兩榀框架高強螺栓預拉力損失值達到最大，分別為8.87 kN(4.01%)、6.21 kN(2.80%)。通過對比分析可知，在整個試驗過程中純框架柱座處高強螺栓預拉力損失大于減震框架，遠梁端高強螺栓力損失值均小于近梁端，這是由于梁端面內彎曲使法蘭板有外張趨勢，加之法蘭板相對滑移，進而節點連接處高強螺栓力發生損失。

圖24 高強螺栓預拉力最大損失變化對比Fig.24 Preload variation of high-strength bolts under various loadings

表6 各加載級柱拼接節點高強螺栓預拉力最大損失值Table 6 Maximum preload loss of high-strength bolts of column-column connection at various loading stages

5 大變形情況下中間柱型摩擦阻尼器工作機理分析

5.1 剛度貢獻及承載力分析

試驗結構的剛度采用割線剛度Ki進行分析，計算公式如下所示：

式中：Ki為第i級加載試驗結構的割線剛度；Fi為第i級加載峰值點荷載值；Xi為第i級加載峰值點水平位移。

對平面純框架和減震框架的剛度退化情況進行對比，如圖25和表7所示，兩榀框架結構的初始剛度分別為27.17 kN/mm和40.3 kN/mm，減震框架初始結構剛度較純框架提高了48.33%，中間柱型摩擦阻尼器為減震框架提供了約13.13 kN/mm的附加剛度。由圖表可知，在層間位移角為0.003 75 rad(1/267)～0.0075 rad(1/133)間兩榀試驗結構的剛度正負向退化均不對稱，因為初始加載時存在構件安裝誤差或構件間摩擦滑移導致的輕微形變。在0.005 rad(1/200)時，減震框架的中間柱型摩擦阻尼器開始滑移導致剛度折減，故減震框架剛度退化較純框架快，但剛度始終大于純框架。層間位移角為0.0075 rad(1/133)時，純框架與減震框架最大剛度分別為22.09 kN/mm和30.23 kN/mm，減震框架剛度較純框架高36.85%。層間位移角在0.0075 rad(1/133)～0.02 rad(1/50)間，純框架柱腳等典型部位塑性不斷發展，而減震框架中間柱型摩擦阻尼器滑移量隨水平位移增大而增加，高強螺栓預拉力持續損失，摩擦阻尼器抗側剛度不斷下降，減震框架的剛度退化速率大于純框架，但減震框架的剛度始終大于純框架。在0.02 rad(1/50)時，阻尼器為減震框架提供了約2.36 kN/mm的附加剛度，減震框架剛度提高17.73%。層間位移角繼續增大到0.03 rad(1/33)～0.04 rad(1/25)時，兩榀試驗結構剛度退化速率減緩并趨于一致，在0.04 rad(1/25)時，純框架柱腳完全進入塑性，剛度退化嚴重，此時阻尼器為減震框架提供剛度2.83 kN/mm，較純框架提高34.98%。

圖25 剛度退化曲線Fig.25 Stiffness degradation curves

表7 試驗結構各級最大剛度及剛度比Table 7 Stiffness and its ratio to initial stiffness under various loading stages

兩榀試驗結構的承載力退化曲線如圖26所示，由圖可知試驗初始時中間柱型阻尼器剛度變化對于減震框架結構承載力的影響較為顯著。隨著試驗結構水平位移的增加，減震框架結構承載力變化趨于穩定，承載力退化慢于純框架，在大變形情況下減震框架具有更高承載能力。

圖26 承載力退化曲線Fig.26 Strength degradation of structures

5.2 耗能能力

5.2.1 中間柱型摩擦阻尼器滑移

減震框架中間柱型摩擦阻尼器在擬靜力試驗過程中的滑移情況如圖27～圖32所示，圖33為不同加載級下摩擦阻尼器的正負向最大水平位移。當層間位移角為0.003 75 rad(1/267)時，在摩擦阻尼器初始安裝誤差及微小位移結構產生變形影響下，中間柱型摩擦阻尼器T形板西側露出，測得正負向加載下滑移量分別為3.42 mm及3.96 mm，實際摩擦阻尼器沒有產生滑移，僅提供剛度。當層間位移角增大至0.005 rad(1/200)時，摩擦阻尼器克服其最大靜摩擦力開始滑移，正負向最大滑移量分別為4.24 mm和8.23 mm。當層間位移角達到彈塑性位移角限值0.02 rad(1/50)時，正負向滑移幅度很大，分別為45.61 mm和56.53 mm，到0.04 rad(1/25)時，正負向滑移量已分別達到67.17 mm和75.87 mm，可以看出在整個試驗過程中中間柱型摩擦阻尼器為減震框架提供附加剛度的同時進行滑移耗能。

圖27 0.003 75 rad(1/267)時中間柱型摩擦阻尼器滑移情況Fig.27 Slippage of middle column friction damper when displacement angle is 0.003 75 rad (1/267)

圖28 0.005 rad(1/200)時中間柱型摩擦阻尼器滑移情況Fig.28 Slippage of middle column friction damper when displacement angle is 0.005 rad (1/200)

圖29 0.01 rad(1/100)時中間柱型摩擦阻尼器滑移情況Fig.29 Slippage of middle column friction damper when displacement angle is 0.01 rad (1/100)

圖30 0.02 rad(1/50)時中間柱型摩擦阻尼器滑移情況Fig.30 Slippage of middle column friction damper when displacement angle is 0.02 rad (1/50)

圖31 0.03 rad(1/33)時中間柱型摩擦阻尼器滑移情況Fig.31 Slippage of middle column friction damper when displacement angle is 0.03 rad (1/33)

圖32 0.04 rad(1/25)時中間柱型摩擦阻尼器滑移情況Fig.32 Slippage of middle column friction damper when displacement angle is 0.04 rad (1/25)

圖33 中間柱滑移量Fig.33 Strain variation of test sub-structure

5.2.2 高強螺栓預拉力

中間柱型摩擦阻尼器螺栓采用10.9s M16高強螺栓，測點1～測點4高強螺栓初始預拉力分別為120 kN、100 kN、119 kN、119 kN，螺栓在試驗過程中的預拉力損失曲線如圖34所示。通過分析可知，0.003 75 rad(1/267)～0.005 rad(1/133)之間中間柱型摩擦阻尼器未產生滑移，螺栓預拉力基本未損失。在層間位移角為0.005 rad(1/133)時，預拉力最大損失10.94 kN，較初始預拉力降低9.12%。當層間位移角達到0.0075 rad(1/133)時，最大預拉力降低出現在測點4為16.84 kN，主要是由于構件加工及安裝存在誤差，水平位移變化之后摩擦阻尼器的接觸關系也會發生改變，從而導致螺栓預拉力也發生變化。這種因接觸關系的改變而造成的摩擦阻尼器高強螺栓預拉力變化隨水平位移不斷增大而累積，高強螺栓預拉力損失繼續增大，當層間位移角達到彈塑性位移角限值0.02 rad(1/50)時，高強螺栓最大預拉力損失出現在測點1為42.68 kN，為初始預拉力的35.57%，最小預拉力損失出現在測點3為28.44 kN，為初始預拉力的23.90%。當層間位移角增至0.04 rad(1/25)時，測點1～測點4高強螺栓預拉力損失分別為46.16 kN、78.01 kN、39.59 kN、97.70 kN，分別降低了初始預拉力的38.47%、78.01%、33.27%、82.10%，并且摩擦阻尼器西側高強螺栓的預拉力損失值遠大于東側，這是因為此時減震框架的柱腳塑性已充分發展，中間柱型摩擦阻尼器水平滑移量已達到限值，西側上下螺栓與長孔孔壁發生了擠壓，導致西側螺栓預拉力的迅速降低。在整個試驗過程中，中間柱型摩擦阻尼器具有良好的摩擦耗能機制，在大變形情況下阻尼器能夠保護主體結構，延緩主要構件的塑性發展。

圖34 中間柱高強螺栓預拉力損失Fig.34 Preload loss of high-strength bolts

5.2.3 中間柱型摩擦阻尼器耗能情況

對中間柱型摩擦阻尼器的阻尼力進行計算，見下式：

式中：Fik為第i加載級下第k次循環加載平均阻尼力；fik為第i加載級下第k次循環加載阻尼裝置平均摩擦力；nf為接觸摩擦面數；μf為接觸面摩擦系數，本試驗鋼板間夾設黃銅板，摩擦系數為0.34；NAve,ik為第i加載級下第k次循環加載接觸面平均壓力值；PAve,ik為第i加載級下第k次循環加載高強螺栓平均預拉力。

中間柱型摩擦阻尼器在擬靜力試驗過程中的阻尼力-位移曲線如圖35所示。當層間位移角為0.003 75 rad(1/267)～0.015 rad(1/167)時中間柱型摩擦阻尼器的阻尼力較為穩定；當層間位移角為0.02 rad(1/50)～0.04 rad(1/25)時，由于摩擦阻尼器的耗能螺栓預拉力有所損失，阻尼力有所下降；當層間位移增加至0.04 rad(1/25)時，中間柱型摩擦阻尼器中的阻尼力達到最小為16.71 kN，為初始阻尼力的43.05%，仍可持續耗能。

圖35 阻尼力-位移曲線Fig.35 Damping force-displacement curve

計算在各加載級下摩擦阻尼器摩擦耗能，見下式：

式中：Wi為第i加載級下，中間柱型阻尼器摩擦耗能；Fik為第i加載級下第k次循環加載平均阻尼力； Δik為第i加載級下第k次循環加載滑移量。

通過滯回曲線及上式計算得到不同加載級下減震框架試驗結構及中間柱型摩擦阻尼器的耗能，如表8所示。在層間位移角為0.0075 rad(1/133)，中間柱型摩擦阻尼器未滑動，減震框架各構件間錯動協調及阻尼器安裝誤差滑移耗散能量。阻尼器在層間位移角為0.05 rad(1/200)時開始滑移，摩擦耗能占結構總耗能的71.3%。在層間位移角0.0075 rad(1/133)～0.01 rad(1/100)間，阻尼器螺栓預拉力損失較大，導致阻尼器耗能占比降低較大。當層間位移角增加至0.02 rad(1/50)～0.04 rad(1/25)時，阻尼器摩擦耗能分別占整體結構耗能的20.6%、14.1%、5.9%。螺栓預拉力在加載后期因與孔壁的碰撞或擠壓發生損失，使中間柱型摩擦阻尼器摩擦耗能能力下降，至加載結束，摩擦阻尼器仍可為試驗結構提供約5.9%的耗能。

表8 試驗結構及中間柱型阻尼器耗能Table 8 Dissipated energy of test structure and intermediate column with friction dampers

6 結論

通過對芯筒式雙法蘭剛性連接節點框架及其減震框架擬靜力試驗研究，對比分析兩榀試驗結構的滯回性能、應變變化、剛度退化、耗能情況、螺栓預拉力損失及柱座法蘭滑移情況，研究芯筒式雙法蘭剛性連接節點框架及其減震框架的力學性能差異及中間柱型摩擦阻尼器的作用，得到以下結論：

(1)在層間位移角0.005 rad(1/200)之前，純框架和減震框架整體均保持彈性狀態，兩榀框架柱腳分別在層間位移角為0.01 rad(1/100)和0.015 rad(1/67)時開始產生塑性，滯回環均已形成；當層間位移角為0.02 rad(1/50)時，兩框架滯回環逐步發展，呈雙線性，純框架柱腳最大應變遠大于減震框架柱腳，

已完全進入塑性狀態；當0.04 rad(1/25)時，兩框架滯回環更加飽滿且減震框架滯回包圍面積大于純框架，純框架柱腳最大應變約為減震框架柱腳最大應變6倍。

(2)減震框架初始結構剛度較純框架提高48.33%，當層間位移角為0.005 rad(1/200)時，減震框架剛度較純框架提高36.53%，中間柱型摩擦阻尼器開始摩擦耗能，占結構總耗能的71.3%；當達到鋼結構彈塑性位移角限值0.02 rad(1/50)時，減震框架剛度提高17.73%，阻尼器摩擦耗能占整體結構耗能的20.6%；在層間位移角為0.04(1/25)時，減震框架剛度提高34.98%，阻尼器仍可為試驗結構提供約5.9%的耗能。

(3)在層間位移角為0.02 rad(1/50)時，純框架及減震框架柱座法蘭板滑移量分別為1.38 mm和0.78 mm，螺栓預拉力最大降低分別為1.51%和1.09%；加載至層間位移角0.04 rad(1/25)時，節點螺栓預拉力最大降低分別為4.01%和2.80%，兩榀框架節點域均保持彈性狀態；整個試驗過程中純框架及減震框架柱座法蘭最大滑移分別僅為2.30 mm和1.21 mm，節點均具有明顯剛性特征和良好抗震性能，且減震框架節點抗震性能優于純框架。

(4)在大變形情況下中間柱型摩擦阻尼器為減震框架提供一定的附加剛度并進行摩擦耗能，工作機制良好，減震框架抗震性能更優，結構特性更加合理。兩榀框架豎向構件連接可靠，芯筒的設置能夠有效保護節點域，實現剛性連接，保證“強節點、弱構件”設計準則。