雙向蝴蝶形鋼板墻-鋼框架自復(fù)位結(jié)構(gòu)抗震性能試驗研究

孫玉康，李啟才，丁志昌，張 萍，王 偉

（蘇州科技大學 江蘇省結(jié)構(gòu)工程重點實驗室，江蘇 蘇州 215011）

傳統(tǒng)的鋼結(jié)構(gòu)一般采用構(gòu)件塑性發(fā)展來耗能，例如在梁端形成塑性鉸，雖然結(jié)構(gòu)在震后不會因倒塌而威脅生命安全，但主體構(gòu)件往往存在較大的殘余變形而增加其維修成本及難度，甚至需要拆除整個建筑。為了降低主體結(jié)構(gòu)的破壞程度，減小結(jié)構(gòu)的殘余變形，減輕地震荷載響應(yīng)，方便震后維修，新型的自復(fù)位鋼板剪力墻結(jié)構(gòu)體系應(yīng)運而生。

近十幾年來，國內(nèi)外學者在自復(fù)位結(jié)構(gòu)理論分析和試驗研究方面取得了豐碩成果。2001年，Ricles[1-2]首次提出了一種具有自復(fù)位功能的后張拉鋼框架梁柱節(jié)點，隨后進行了 9 個節(jié)點試件的試驗，并用有限元軟件模擬了試驗節(jié)點。試驗結(jié)果與有限元分析結(jié)果吻合，后張拉梁柱節(jié)點基本處于彈性狀態(tài)，通過角鋼耗散能量，基本實現(xiàn)自復(fù)位功能。2002年，Garlock 等[3-6]設(shè)計了一系列自復(fù)位鋼框架節(jié)點試件并對其進行擬靜力往復(fù)加載試驗，著重研究了角鋼厚度、預(yù)應(yīng)力鋼絞線數(shù)量和初始預(yù)應(yīng)力大小等對節(jié)點復(fù)位性能的影響。該研究表明：當參數(shù)設(shè)計合理時，主體結(jié)構(gòu)的梁、柱依然保持彈性狀態(tài)，能量則由角鋼進入塑性來耗散，震后，節(jié)點在預(yù)應(yīng)力鋼絞線作用下可以回復(fù)到其初始位置。2010年，Clayton[7-8]首先提出了新型的自復(fù)位鋼板剪力墻結(jié)構(gòu)（SC-SPSW）體系。這種新型的自復(fù)位結(jié)構(gòu)體系是初始剛度和耗能能力均較好的薄鋼板剪力墻和后張拉梁柱節(jié)點相結(jié)合而成的，為了達到自復(fù)位目的，要求該結(jié)構(gòu)的鋼框架在整個受力過程中始終保持彈性狀態(tài)。該結(jié)構(gòu)體系的復(fù)位功能是通過后張拉節(jié)點實現(xiàn)的，但其耗能并不是依靠鋼框架節(jié)點處安裝耗能器（如角鋼）來耗能，而是利用與框架梁柱四邊連接的內(nèi)嵌薄鋼板來耗能。2013年，Clayton 等[9-10]對兩邊連接（內(nèi)填鋼板只與框架梁連接）的自復(fù)位鋼板剪力墻結(jié)構(gòu)進行了理論分析和數(shù)值模擬，并對一個三層縮尺試件進行了擬靜力試驗。研究結(jié)果表明，與四邊連接（內(nèi)填鋼板與框架梁、柱均連接）的鋼板剪力墻-自復(fù)位結(jié)構(gòu)體系相比，主要有以下優(yōu)點：消除內(nèi)嵌鋼板對框架柱產(chǎn)生的附加彎矩和減輕對框架梁產(chǎn)生的附加軸力；減小框架柱的截面尺寸，從而也減小了用鋼量，減輕對內(nèi)嵌鋼板墻的損傷。

2013年起，田偉、經(jīng)聰、張萍等[11-13]對蝴蝶形鋼板剪力墻自復(fù)位結(jié)構(gòu)體系進行了一系列有限元模擬分析和少量試驗研究，結(jié)果表明，該結(jié)構(gòu)體系的內(nèi)填開菱形孔薄鋼板由拉力場受力模式轉(zhuǎn)化為蝴蝶桿彎剪型受力模式，消除了薄鋼板呼吸作用產(chǎn)生的巨大響聲，提高了體系耗能能力，并且進一步減輕了內(nèi)填板對主體框架的需求。為了更加有效地減輕內(nèi)填板鋼板的面外變形和增加耗能，本文對一個單層單跨足尺的雙向蝴蝶形鋼板墻自復(fù)位結(jié)構(gòu)試件進行了擬靜力低周往復(fù)加載試驗，為該結(jié)構(gòu)系的進一步研究提供相關(guān)資料。

2 試驗概況

2.1 試件設(shè)計

為了保證試驗自復(fù)位框架的可重復(fù)性而僅需更換蝴蝶板構(gòu)件，框架梁柱應(yīng)在整個受力過程中保持彈性受力狀態(tài)以減少損傷，因此較實際工程而言保守設(shè)計了一個足尺的自復(fù)位鋼框架?？蚣芰汉涂蚣苤褂煤附?H 型鋼，柱截面尺寸 H250 mm×250 mm×12 mm×16 mm，梁截面尺寸 H350 mm×220 mm×12 mm×16 mm，鋼材強度等級為Q345B。柱軸線間距L=5 100 mm，層高H=3 000 mm。柱腳采用銷軸形式的鉸接連接。

框架梁柱連接均采用預(yù)應(yīng)力自復(fù)位節(jié)點，即沿梁腹板兩側(cè)對稱布置6 組通長預(yù)應(yīng)力鋼絞線，每組由三根直徑為15.2 mm 的鋼絞線組成，每組鋼絞線設(shè)計的初始預(yù)應(yīng)力為165 kN。通過圓柱型錨具預(yù)應(yīng)力鋼絞線固定在框架柱外翼緣加強板處，且在一側(cè)（西側(cè)）錨具處安裝壓力傳感器來監(jiān)控預(yù)應(yīng)力施加和試驗過程中預(yù)應(yīng)力的變化規(guī)律。

內(nèi)填雙向蝴蝶板采用Q235B 鋼，強度低于框架梁柱的Q345B 鋼，以增加其延性和耗能并減小墻板對框架的作用，厚度為10 mm。為了防止墻板過早發(fā)生面外失穩(wěn)，在其兩側(cè)和中間分別通過高強螺栓連接了兩根槽鋼（140 mm×55 mm×4 mm，長度為 2 400 mm）。內(nèi)填鋼板通過上下各兩根角鋼（L110 mm×110 mm×10 mm，長度為2 100 mm）與框架梁用10.9 級高強度螺栓連接。雙向蝴蝶板詳圖如圖1 所示，試件詳圖如圖2 所示。

圖1 雙向蝴蝶板詳圖

圖2 試件詳圖

2.2 材性試驗

材性試驗為單向拉伸試驗，按照《鋼及鋼產(chǎn)品力學性能試驗取樣位置及試樣制備》（GB/T 2975-2018）[14]和《金屬材料拉伸試驗第1 部分：室溫試驗方法》（GB /T228.1-2010）[15]的規(guī)定方法進行了材性試驗。依據(jù)所用鋼材厚度（10、12、16 mm）的不同，分為 3 組，分別命名為 S-10、S-12 和 S-16，每組均制作 3 個試件。結(jié)果如表1 所列。

表1 鋼材材料性能

2.3 試驗加載裝置和加載制度

本次試驗采用最大軸向力為1 000 kN 的作動器對自復(fù)位鋼框架進行加載。作動器的一端與反力墻鉸接，另一端則和加載梁鉸接連接，加載梁與頂梁通過高強度螺栓連接。加載過程中，為避免試件發(fā)生面外失穩(wěn)，在加載梁處設(shè)置了兩道平面外側(cè)向支撐。試驗加載裝置示意如圖3 所示。

圖3 試件加載裝置圖

該試驗全程采用位移控制，通過參考美國SAC（1997）[16]規(guī)范進行加載。首先進行預(yù)加載，待確定數(shù)據(jù)讀取正常后，再開始正式加載。加載級共有六級，試件整體位移角分別為0.375%、0.5%、1%、1.5%、2%和3%，對應(yīng)的位移分別為 14 mm、19 mm、34 mm、54 mm、75 mm 和 113 mm，每級加載循環(huán)次數(shù)分別為 6 圈、6 圈、4圈、2 圈、2 圈和 2 圈。

2.4 測點布置

試件位移計、應(yīng)變花和壓力傳感器布置見圖4。為了得到框架的的整體位移角，布置位移計DT2、DT11、DT6 和DT12；為了得到試件層間位移角，布置位移計DT10、DT11、DT12 和DT13；為了得到梁柱節(jié)點的轉(zhuǎn)角變形，布置位移計DT3、DT4、DT7 和DT8；為了得到地梁的滑移量，布置位移計DT1。因為加載梁的存在，無法在頂層梁上翼緣處布置位移計。在梁柱節(jié)點區(qū)、內(nèi)填蝴蝶板和預(yù)應(yīng)力鋼絞線錨固處布置應(yīng)變花來監(jiān)控這些部位應(yīng)力發(fā)展狀況。為了獲得試件在整個加載過程中每組鋼絞線預(yù)應(yīng)力的變化情況，在其左側(cè)（西側(cè)）錨固處分別布置一組壓力傳感器（LC1～LC12），共計12 個。

圖4 位移計和應(yīng)變花布置圖

3 試驗現(xiàn)象

根據(jù)不同加載級，對試驗現(xiàn)象進行描述。

在第一加載級（位移角為0.375%）和第二加載級（位移角為0.5%）時，梁柱節(jié)點處的壓力傳感器和位移計數(shù)值基本沒有變化，且鋼框架無明顯現(xiàn)象，表明節(jié)點沒有打開，從后面的滯回曲線也可以看出，內(nèi)填雙向蝴蝶板幾乎沒有發(fā)生面外變形，此時試件基本處于彈性受力狀態(tài)。卸載后，試件可實現(xiàn)完全復(fù)位。

在第三加載級（位移角為1%）加載時，梁柱節(jié)點開始打開，節(jié)點處位移計顯示數(shù)數(shù)開始有變化，鋼絞線預(yù)應(yīng)力值增加明顯，蝴蝶桿的面外變形有微小的彎曲變形。試件開始出現(xiàn)間斷的響聲，觀察發(fā)現(xiàn)是內(nèi)填板與框架梁連接處出現(xiàn)拉拔現(xiàn)象，螺栓發(fā)生滑移產(chǎn)生的，如圖5 所示。

在第四加載級（位移角為1.5%）和第五加載級（位移角為2%），梁柱節(jié)點打開更加明顯（見圖6），節(jié)點處上下兩組鋼絞線預(yù)應(yīng)力值不斷增大且變化一致，說明梁柱節(jié)點脫開具有一致性。內(nèi)填雙向蝴蝶板中豎向蝴蝶桿在槽鋼的限制下幾乎沒有發(fā)生面外變形，而橫向蝴蝶桿彎曲變形較為明顯（見圖7）。

加載到第六加載級（位移角為3%位移角）時，蝴蝶桿沒有發(fā)生撕裂破壞，槽鋼沒有變形，內(nèi)填板與框架梁的拉拔現(xiàn)象加劇，試件的承載力一直在增加。試驗前墻板和試驗后墻板分別如圖8 和圖9 所示。

圖5 墻板及螺栓滑移

圖6 蝴蝶桿彎曲變形

圖7 節(jié)點打開

圖8 試驗前墻板

圖9 試驗后墻板

4 試驗結(jié)果分析

4.1 試件滯回曲線

為了研究雙向蝴蝶形鋼板墻-鋼框架自復(fù)位結(jié)構(gòu)的抗震性能，通過整理試驗位移計數(shù)據(jù)，得到該試件的層間滯回曲線和和一個節(jié)點轉(zhuǎn)角滯回曲線，分別如圖10 和圖11 所示。

通過對層間和節(jié)點滯回曲線進行分析，可以得到如下結(jié)論：（1）當試件在前兩個加載級（即0.375%和0.5%）時，水平荷載較小，節(jié)點的轉(zhuǎn)動變形主要是來自于梁柱的彈性變形，此時的內(nèi)嵌蝴蝶板基本處于彈性狀態(tài)，只有很小一部分進入塑性耗能。卸載后，幾乎沒有殘余位移角，結(jié)構(gòu)基本實現(xiàn)了完全復(fù)位。（2）當試件再進行逐級加載時，隨著水平荷載的增加，滯回環(huán)展開并且包含的面積不斷增加。卸載時，殘余位移角也不斷增大。（3）直到最大層間位移角3%時，試件的承載力一直在增加，未出現(xiàn)承載力退化。正向承載力最大值為448.06kN，負向承載力最大值為479.43 kN，正負向承載力的細微差別可能是系統(tǒng)摩擦和正負向推拉時內(nèi)嵌蝴蝶板的塑性變形、面外屈曲等原因產(chǎn)生的。（4）試件的層間位移角大于相應(yīng)的節(jié)點轉(zhuǎn)角，這是因為試件的層間變形主要來自于節(jié)點的轉(zhuǎn)角變形和鋼框架整體的剪切變形。

圖10 層間滯回曲線

圖11 節(jié)點滯回曲線

4.2 試件耗能

結(jié)構(gòu)耗能能力是評價其抗震性能的一個重要指標，在荷載-位移曲線上，滯回環(huán)所包圍的面積代表結(jié)構(gòu)的耗能，面積越大，表示能量耗散越多。它實質(zhì)上表示結(jié)構(gòu)吸收地震能量后轉(zhuǎn)化為其他非彈性變形能量的部分。該試件的耗能主要是由內(nèi)填雙向蝴蝶形鋼板構(gòu)件提供的。本次試驗結(jié)構(gòu)的耗能能力是通過耗能量和能量耗散系數(shù)來描述的，分別如圖12 和圖13 所示。

通過對耗能量和能量耗散系數(shù)進行分析，得到如下結(jié)論：（1）在前兩個加載級，試件耗能非常小，基本處于彈性受力狀態(tài)，結(jié)構(gòu)的微小耗能可能來自于系統(tǒng)的摩擦等。（2）隨著內(nèi)填鋼板進入塑性的程度愈來愈大，耗能能力也不斷提高。（3）試件的耗能量隨著位移角的增大而增加，而能量耗散系數(shù)在位移角為1.5%時達到最大值，隨后略有降低。原因是在位移角1.5%之前，內(nèi)填蝴蝶板主要是平面內(nèi)塑性發(fā)展越來越充分，使能量耗散系數(shù)愈來愈大；位移角1.5%之后，橫向蝴蝶桿平面外的彎扭變形不斷發(fā)展，使得試件的耗能能力下降。

4.3 試件殘余變形

結(jié)構(gòu)殘余變形的變化規(guī)律，不僅可以反映結(jié)構(gòu)的損傷進程，而且是評定自復(fù)位結(jié)構(gòu)復(fù)位功能的關(guān)鍵指標。傳統(tǒng)鋼框架在震后具有較大的殘余變形，這主要是主體構(gòu)件梁柱發(fā)生的塑性損傷造成的，而內(nèi)嵌蝴蝶形鋼板的自復(fù)位鋼框架的殘余變形，是蝴蝶板（作為耗能器）在發(fā)生塑性變形產(chǎn)生的永久變形。本試驗從殘余層間位移角和殘余節(jié)點轉(zhuǎn)角兩個方面考察結(jié)構(gòu)的殘余變形，分別如圖14 和圖15 所示。

通過對殘余層間位移角和殘余節(jié)點轉(zhuǎn)角進行分析，可以得到如下結(jié)論：（1）當結(jié)構(gòu)處于前兩個加載級（即位移角為0.375%和位移角為0.5%）時，由于基本處于彈性階段，層間殘余位移角和殘余節(jié)點轉(zhuǎn)角均幾乎為零。（2）隨著位移角的增加，墻板進入塑性耗能階段，殘余變形變化趨勢一致，且正向和負向殘余變形基本對稱。（3）在整個加載過程中，試件的殘余變形隨著位移角的增加而不斷增加。在位移角為3%時，正向加載的最大殘余層間位移角為1.09%，最大殘余節(jié)點轉(zhuǎn)角為0.57%，負向加載的最大殘余層間位移角為0.94%，最大殘余節(jié)點轉(zhuǎn)角為0.54%。復(fù)位效果并不理想，這主要是由于鋼框架柱尺寸設(shè)計偏小，導致框架柱出現(xiàn)彎曲變形，內(nèi)填鋼板板較厚，反向加載時存在較大的殘余壓力，且經(jīng)多次試驗后在梁柱節(jié)點區(qū)發(fā)生局部剪切屈服損傷造成的，這也表明當梁柱節(jié)點進入彈塑性階段，對結(jié)構(gòu)的復(fù)位性能影響很大。

圖12 耗能量

圖13 能量耗散系數(shù)

圖14 殘余層間位移角

圖15 殘余節(jié)點轉(zhuǎn)角

4.4 梁柱Mises應(yīng)力

分析應(yīng)變片得到的幾個典型測點的Mises 應(yīng)力如圖16 所示，通過分析圖16 可以得出：所列測點Mises應(yīng)力均小于相應(yīng)的鋼材的屈服強度，表明框架梁柱在測點處處于彈性受力狀態(tài)；Mises 應(yīng)力隨水平荷載呈現(xiàn)規(guī)律變化，有些呈現(xiàn)明顯的對稱性，但大部分測點正負向并不對稱。

圖16 測點Mises 應(yīng)力

4.5 內(nèi)嵌蝴蝶板應(yīng)變分析

試件的內(nèi)填雙向蝴蝶板2 個測點的整體剪應(yīng)變和前期（前兩個加載級）剪應(yīng)變隨水平荷載變化曲線如圖17 所示，sg53 為內(nèi)填板橫向蝴蝶桿腰部測點，sg48 為內(nèi)填板豎向向蝴蝶桿端部測點。通過分析圖17 可以得出：（1）在加載前期橫向蝴蝶桿腰部呈現(xiàn)為平面內(nèi)剪切變形，且剪應(yīng)變對稱變化，但隨著加載的繼續(xù)，面外變形程度加大，受力性質(zhì)發(fā)生了改變，其剪應(yīng)變變化失去規(guī)律。（2）豎向蝴蝶桿端部由于貫通板帶的約束，其變形受到制約。在加載前期，其剪應(yīng)變呈現(xiàn)一定程度的對稱變化，但隨著加載的繼續(xù)，端部的面外變形越來越大，其剪應(yīng)變變化也失去規(guī)律。

圖17 蝴蝶桿剪應(yīng)變

4.6 預(yù)應(yīng)力曲線

預(yù)應(yīng)力-位移角曲線中每層梁的預(yù)應(yīng)力值取其6 股鋼絞線預(yù)應(yīng)力的平均值。試件的預(yù)應(yīng)力曲線如圖18 所示，從中可知：（1）當位移角小于0.5%時，預(yù)應(yīng)力值幾乎無變化，這也驗證了在前兩個加載級，試件基本處于彈性狀態(tài)，梁柱節(jié)點沒有打開。（2）隨著加載的進行，節(jié)點打開，鋼絞線被拉長，預(yù)應(yīng)力隨著位移角的增大而基本呈線性增加。（3）每層梁鋼絞線的預(yù)應(yīng)力損失很小并且始終處于彈性狀態(tài)。（4）預(yù)應(yīng)力-位移角曲線正向和負向并不對稱，底梁的正向預(yù)應(yīng)力值大于負向預(yù)應(yīng)力值，而頂梁的正向預(yù)應(yīng)力值小于負向預(yù)應(yīng)力值。

圖18 預(yù)應(yīng)力-位移曲線

5 結(jié)論及建議

本文通過對一榀足尺雙向蝴蝶形鋼板墻-鋼框架自復(fù)位結(jié)構(gòu)抗震性能的試驗研究得出如下結(jié)論：

（1）雙向蝴蝶形鋼板墻-鋼框架自復(fù)位結(jié)構(gòu)具有較好的承載力、變形能力和耗能能力。

（2）試件由于自復(fù)位框架柱抗彎剛度偏小及梁柱節(jié)點在局壓作用下發(fā)生了彈塑性損傷，影響了體系的復(fù)位功效，但依然有效控制殘余變形的發(fā)展。試驗可為實際工程提供參考，即梁柱節(jié)點區(qū)應(yīng)局部增強以提高其抗局壓能力，如梁柱節(jié)點區(qū)焊接鋼板形成封閉截面且相應(yīng)增加框架柱截面，使得框架與蝴蝶板具有一致的初始剛度，從而實現(xiàn)結(jié)構(gòu)耗能與復(fù)位的有機統(tǒng)一。

（3） 連接雙向蝴蝶形鋼板墻與框架梁的高強螺栓在水平荷載較大時會出現(xiàn)了一定滑移，影響了試件性能的發(fā)揮，需要采取應(yīng)對措施來避免或延緩螺栓的滑移。