远程协同试验是在子结构拟动力方法的基础上，结合先进的网络技术研发而成的新型试验方法。其主要把体积较大的结构划分成多个子结构，并在多个实验室内开展试验以及仿真工作，通过网络信息技术将所有子结构结合起来完成协同任务，从而完成综合抗震测试。为推动该种试验模式进一步发展，提高其使用率，以伊利诺斯大学为代表的多个机构针对多跨桥梁进行了一系列远程混合试验(MISST)。中国台湾地区的国家地震工程研究中心等通过相同的方法针对4桥墩桥梁展开了大量试验。湖南大学对此研发出了NetSLab平台，同时结合清华大学等取得的分析成果，在先进网络的基础上开展了四跨三柱桥梁试验。王涛等构建了四层足尺钢结构模型，并在此基础上开展了一系列试验，最后发现，远程协同混合试验所对应的倒塌机制和振动台试验十分类似。

高强钢组合偏心支撑框架不仅在承载力上有较大优势，同时还具有较强的抗震功能。正是由于其具备上述优点，因此有较大的发展潜力。近年来，该种新型结构体系得到了学者们的广泛关注，段留省等针对K形偏心支撑框架展开了一系列试验，主要分为单调以及循环加载两种模式。最后结果显示，在建立框架过程中，梁、柱部分使用了强度较大的钢材，这些部位基本保持弹性。李慎等针对多层高强钢组合K形偏心支撑框架进行了拟静力试验研究，然而，该方法无法测试到结构在地震波作用下产生的响应。田小红等同样针对该课题开展了振动台试验研究。根据相似比例要求，振动台试验模型的质量通常超过了台面的承载能力，这种“欠质量”模型可能导致结构的动态响应失真。

本文采用一种新型的子结构远程协同试验方法对高强钢组合偏心支撑框架的抗震性能进行深入研究。首先通过OpenFresco平台构建了一套远程协同试验系统，之后参考三层多跨偏心支撑组合钢框架，挑选出左侧跨包含K形偏心支撑的三层钢框架，以该部分作为试验子结构1；挑选出右侧跨包含Y形偏心支撑的单层钢框架，以该部分作为试验子结构2，进行基于互联网的远程协同试验，并对试验模型的主要抗震性能指标进行了分析。

该系统详情可参考图1，其中OpenSees软件的主要作用是对分析创建对应的模型，并对此进行研究；OpenFresco平台的主要功能是确保数据顺利通信，此外该系统还具备试验加载功能。其中OpenSees和OpenFresco两个部分在通信过程中主要应用TCP/IP协议，OpenFresco和试验加载体系则使用MTS 试验接口软件进行连接。由于安装OpenSees的计算机与远程试验加载系统中的试验计算机所处位置距离较远，所以在运行过程中，有必要于OpenFresco构建远程站点Shadow Site和本地站点Actor Site，同时借助客户端(Client)/服务器(Server)模式完成两者之间的通讯。

图1 远程协同试验系统

协同试验模型设计

考虑到实验室实际场地和设备的限制，将原型结构按1/2比例缩尺后，得到远程协同试验的全结构模型，如图2所示，左侧属于三层多跨K形偏心支撑组合钢框架，右侧则为单层Y形，二者中间主要由刚性连杆实现连接，并对变形情况进行协调。缩尺之后的模型高为1800mm，整体高度为5400mm，两方向间的跨度均为2825mm，消能梁段尺寸为350mm。其中柱截面为H125×125×8×10，梁截面为H140×100×8×10，K、Y形偏心支撑所对应的消能梁段截面，具体数据分别为H140×100×6×10和H180×100×6×10，支撑截面为H100×100×6×10。在本框架中，梁、柱均使用Q460C钢，消能梁段与支撑主要使用Q345B钢。钢材所对应的力学性能参数见表1。

a—立面；b—平面。图2 全结构模型

表1 钢材力学性能

协同试验模型详细情况可参考图3，挑选出左侧跨包含K形偏心支撑的三层钢框架，以该部分作为试验子结构1，之后在当地实验室展开试验；挑选出右侧跨包含Y形偏心支撑的单层钢框架，以该部分作为试验子结构2，之后在距离本地50km的实验室展开试验，将中部四跨充当数值子结构，同时运用OpenSees软件进行分析。

图3 协同试验模型

试验子结构主要通过OpenFresco的试验单元 展开仿真，当中三节点试验中单元1和2分别表示试验子结构1和2。节点的纵向坐标代表模型的高度，所有层的质量都聚集在节点部位处，从而形成质量矩阵。子结构1、2的质量矩阵M1、M2(单位为t)详细情况参考式(1)。在单元节点等部位处增加Single-Point Constraints指令，以此来确保纵向以及转角处所产生的位移为零，简化试验模型仅在横向产生位移，从而与试验加载方式相同。在进行试验之前，需借助小位移静力加载来获得子结构1、2对应的刚度矩阵K1、K2(单位为kN/mm)，详细情况可参考式(2)，且选择使用Rayleigh阻尼开展相关模拟工作。

(1a)

M2=7.30

(1b)

(2a)

K2=[k11]=66.7

(2b)

对于数值子结构部分的建模，主要选择弹性截面(Elastic Section)，以及基于位移的梁柱单元(Disp Beam Column Element)，各构件参数详情可参考表2。其中消能梁段1、2实际上代表K、Y形偏心支撑所对应的消能梁段。因为仅对地震波单向运行进行分析，所以在建模过程中，需要将数值子结构转变成平面结构模型。

表2 数值子结构构件参数

试验子结构以及数值子结构二者在连接过程中，主要基于OSN中的约束指令Multi-Point Constraint:Equal DOF来完成，确保二者之间所产生的位移响应能够保持一致。

加载方案

试验子结构所对应的加载设备详情可参考图3，柱脚和钢地梁二者需要借助地栓来实现连接，作动器一端安装在反力墙上，另一端和分配梁相连接。期间对作动器的运行情况进行调整 (精度为0.001mm)，以此来确保试验能够顺利进行。试验过程中，将加载步长设成0.3s。竖向荷载通过配重块实现。

将El Centro、Taft、兰州波以及汶川波作为初始地震波，在此基础上展开试验，其中加速度相似比采用1.2∶1，具体荷载工况见表3。

表3 荷载工况

测量方案

详细情况可参考图4，试验子结构所对应的整体、层间以及柱脚位移值都需要借助线位移传感设备进行测量。该结构所产生的应变则需通过电阻应变计进行测量，应变片分布在柱脚、梁柱节点、支撑及消能梁段的翼缘处，应变花布置于柱脚、梁柱节点及消能梁段的腹板处。对于试验子结构2，消能梁段附近的应变测点只标出了后文分析所用到的应变编号，考虑到在Y形偏心支撑中，消能梁段与框架梁连接节点处的受力较大，因此主要分析此处的应变，其中编号8指消能梁段腹板，编号7、9指腹板两边的翼缘，编号10、11指框架梁下翼缘。

a—线位移传感器布置(试验子结构1)；b—应变片布置(试验子结构1);c—线位移传感器布置(试验子结构2); d—应变片布置(试验子结构2)。位移计；百分表。

图4 测点布置

试验过程及变形特征

在工况1～3时，由于模型地震反应较小，水平荷载和位移均较小，因此两个试验子结构一直处于弹性状态。在工况4时，模型第一次出现响声，试验子结构1的一、二层消能梁段腹板与加劲肋连接处焊缝出现了锈皮脱落现象，同时在远程实验室中观察到，在靠近框架梁一端，试验子结构2的消能梁段腹板与翼缘连接焊缝也出现了锈皮脱落。在工况6完成后，1、2中的消能梁段在楼板上层会产生较大裂痕，楼板与消能梁段上翼缘之间也出现了明显的空隙。在工况8后，楼板的横向裂缝增多，试验子结构1二层消能梁段处的楼板局部压碎，同时模型一、二层楼板底部出现了较长的裂缝。如图5所示，整个试验过程中，模型的变形主要出现在楼板的消能梁段处，这说明在地震作用下，消能梁段处首先发生了塑性变形。

a—消能梁段处变形；b—楼板底部长裂缝。图5 主要试验现象

模型位移响应

在不同工况下，模型中每层所产生的位移峰值详情可参考图6。通过该图能够了解到，在4种地震波作用下，模型所产生的位移响应都以倒三角形模式进行分布。其中在汶川波的作用下所产生的位移响应最为显著，而兰州波相比来讲最低。在工况7(aPGA=0.372g)后，各楼层的最大相对位移均出现了较明显的变化。

a—El Centro波; b—Taft波; c—兰州波; d—汶川波。0.042g；0.084g；0.120g；0.168g；0.240g；0.264g；0.372g；0.480g。

图6 各工况模型最大相对位移

表4呈现的是试验模型在各种工况下的最大层间侧移角θmax，通过计算可知，模型结构在多遇以及罕遇地震作用下，所产生的层间侧移角峰值是1/610以及1/201，满足我国GB 50011—2010《建筑抗震设计规范》的相关规定。

表4 模型结构最大层间侧移角

模型滞回曲线

图7给出了试验模型在汶川波作用下所产生的基底剪力-顶点位移滞回曲线。通过该图能够了解到，在发生7度罕遇地震时，模型呈现为弹性状态。而上升到8度后，当模型响应达到峰值时形成了滞回环。

a—7 度罕遇; b—8 度罕遇。图7 基底剪力-顶点位移滞回曲线

图8为汶川波影响下所产生的层剪力-层间位移滞回曲线。通过该图能够了解到，在发生7度罕遇地震时，模型内所有层都保持为弹性状态。而上升到8度后，只有第3层依然具有弹性，而前两层形成了显著的滞回环，且二层的滞回环比一层的更明显。

a—7度罕遇,1层; b—8度罕遇,1层; c—7度罕遇,2层; d—8度罕遇,2层; e—7度罕遇,3层；f—8度罕遇,3层。图8 层剪力-层间位移滞回曲线

试验子结构测点应变

图9为在汶川波的影响下，试验子结构1中每层测点所产生的应变情况。通过该图能够了解到，消能梁段腹板处所对应的应变值在较大程度上超过翼缘处，这意味着消能梁段通常会出现剪切变形。在接近8度罕遇时，应变曲线斜率稍有降低趋势，说明模型结构的刚度出现了下降。

a—一层测点；b—二层测点；c—三层测点。图9 试验子结构1各测点应变值

对于模型一层，由于柱脚加劲板的作用，导致柱脚处节点分担了更多的地震作用；对于模型二层，消能梁段腹板处的应变值远高于梁柱节点及消能梁段翼缘，且比一、二层对应位置应变都要大，可以认为模型二层为结构的薄弱层；对于模型三层，消能梁段腹板和翼缘承担了大部分的地震作用。

图10为汶川波作用下，试验子结构2中每层测点所产生的应变情况。通过该图能够了解到，消能梁段腹板位置处所产生的应变值(测点8)以及连接节点处框架梁下翼缘的应变值(测点10)最大，消能梁段翼缘次之，其他测点均较小。由于在本文的结构体系中，框架梁使用了高强度钢材(Q460)，消能梁段使用了普通钢材(Q345)，因此在地震作用下，消能梁段先发生塑性变形耗散能量，而框架梁仍然能保持弹性，从而实现多道抗震设防的目的。

图10 试验子结构2各测点应变值

本文利用一套基于OpenFresco试验平台的远程协同试验系统，对高强钢组合偏心支撑框架结构进行了远程协同试验研究，得到以下结论：

1)协同试验模型在4种地震波作用下所产生的位移响应，分布情况都表现为倒三角模式。在多遇以及罕遇地震作用下，层间侧移角峰值为1/610以及1/201，满足GB 50011—2010的相关规定。8度罕遇时，三层仍处于弹性阶段，二层比一层出现了更加明显的滞回环。

2)由试验子结构1的测点应变分析可知，各层变形主要集中在消能梁段的腹板处，在接近8度罕遇时，应变曲线斜率稍有降低趋势，说明模型结构的刚度出现了下降。由试验子结构2的测点应变分析可知，消能梁段腹板处的应变值和连接节点处框架梁下翼缘的应变值最大，这是由于消能梁段采用了普通钢材，在地震作用下先进入塑性耗散能量，能够实现多道抗震设防的目的。