不同混合連接的冷彎薄壁型鋼組合墻抗震性能試驗研究

閆維明， 雷西洋， 謝志強， 宋林琳， 慕婷婷， 譚慶浩

(1.北京工業(yè)大學工程抗震與結構診治北京市重點試驗室， 北京 100124；2.北京建筑大學土木與交通工程學院， 北京 100044)

基于自攻螺釘連接的傳統(tǒng)冷彎薄壁型鋼結構具有可機械化生產、可回收利用等特點，在國內外得到較多的應用和推廣[1-2]. 傳統(tǒng)冷彎薄壁型鋼組合墻是該體系的主要抗側力構件，由龍骨與面板通過自攻螺釘連接而成. 國內外學者對傳統(tǒng)冷彎薄壁型鋼組合墻研究較為成熟[3-9]，研究內容涉及組合墻的破壞模式、抗剪承載力影響因素以及抗剪承載力計算方法等. 研究表明，自攻螺釘?shù)钠茐耐ǔ１憩F(xiàn)為螺釘?shù)膬A斜、拔出、剪斷等，其破壞模式與螺釘間距、板材厚度、連接方式有較大關系；自攻螺釘連接具有較好的變形能力和耗能能力，但存在打釘程序復雜、工業(yè)生產效率較低、造價較高、防腐性差等缺點.

為了改善鎖鉚連接組合墻抗震性能，本文共設計4面混合連接組合墻，2片局部用自攻螺釘替換鎖鉚的混合連接墻(連續(xù)替換和間隔替換)及2片局部增加自攻螺釘?shù)幕旌线B接墻(連續(xù)增加和間隔增加)，研究不同混合連接組合墻的抗震性能，探明混合連接組合墻的破壞模式及破壞機理，同時提出一種抗震性能較優(yōu)的混合連接方式.

1 試驗概況

1.1 試件設計依據(jù)

本試驗設計主要基于以下2點結論：

1) 分析文獻[15]試驗現(xiàn)象，發(fā)現(xiàn)墻的破壞首先發(fā)生在墻角部的面板和鋼框架之間的第2～4顆鉚釘，進而引發(fā)其周圍鉚釘迅速破壞，見圖1(a).

2) 在組合墻對角一定區(qū)域內面板的抗拉強度和該范圍內的釘子的抗剪強度對其抗剪承載力影響較大. YANAGI等[18]通過大量試驗數(shù)據(jù)擬合分析的基礎上，提出有效條理論，假設組合墻體抗剪承載力主要由面板對角受拉區(qū)域的受拉強度和受拉區(qū)域范圍內面板和龍骨之間的連接強度共同承擔，并給出面板受拉區(qū)域的計算方法，見圖1(b).

基于以上結論，作者確定替換和增加自攻螺釘?shù)淖畲蠓秶?，并對自攻螺釘?shù)牟煌鎿Q和增加方式進行研究.

1.2 試件設計

在鎖鉚連接組合墻局部區(qū)域替換或增加自攻螺釘，為了探究其抗震性能，共進行5面足尺組合墻試驗. 本試驗中所有試件尺寸均為1.2 m×2.7 m. 邊立柱、中立柱均為C型鋼(C140 mm×40 mm×15 mm×1.5 mm)，上下導軌為U型鋼(U143 mm×42 mm×1.5 mm)，見圖2. 鋼面板尺寸為1.2 m×2.7 m，厚度均為0.8 mm，鉚釘間距為150 mm. 鋼框架各構件之間采用鎖鉚連接，面板與鋼框架之間用混合連接. 根據(jù)以上參數(shù)，通過有效條原理可計算出有效條沿高度方向約為1 122 mm，沿寬度方向約為500 mm. 結合設計依據(jù)第1條，設計4種混合連接組合墻，見表1. S代表鎖鉚連接；H代表混合連接；C代表低周往復加載；A、B代表2種類型的混合連接方式，其中A表示替換方式，B表示增加方式. 相同類型的混合連接中不同組合方式從1開始遞增表示，試件詳細構造見圖3(鎖鉚連接組合墻除外)，其中紅色標記為自攻螺釘.

所有試件的自攻螺釘采用ST4.2級平頭十字鉆尾螺釘，螺釘直徑為4.2 mm，長度為22 mm. 鉚釘采用半空心自沖鉚釘，直徑為5.3 mm，根據(jù)板材組合厚度不同選用不同的直徑[16]，其中板材厚度為1.5 mm+0.8 mm、1.5 mm+1.5 mm、1.5 mm+1.5 mm+0.8 mm時，鉚釘長度分別為4.5、6.0、7.0 mm，其中0.8 mm+1.5 mm鎖鉚節(jié)點剖面如圖4所示.

全部進入FAS總體的患者，其人口學資料（年齡、身高、體質量、年齡段、性別）、疾病相關情況（病程、家族史、既往病史、藥物過敏史、合并疾病、診前合并用藥情況）與體格檢查及其他陽性體征的組間比較差異均無統(tǒng)計學意義?；€療效相關性指標的組間比較差異均無統(tǒng)計學意義。FAS、PPS分析結論一致。兩組基線數(shù)據(jù)結果無統(tǒng)計學差異，顯示基線均衡具可比性。FAS分析結論見表1。

表1 組合墻試件參數(shù)

1.3 材性試驗

為了確定鋼板的材料性能，對厚度t為1.5、0.8 mm的板材進行拉伸試驗，試驗結果見表2.

1.4 試驗裝置及測點布置

本試驗裝置如圖5所示. 試件的上下導軌與加載架的頂梁和底梁通過螺栓連接，其中下導軌的兩柱腳內側安裝有抗拔件. 水平推拉力由千斤頂施加給頂梁端部，通過加載梁傳遞給試件. 為了防止試件在試驗時發(fā)生平面外失穩(wěn)現(xiàn)象，在試件頂梁外側設置平面外支撐.

表2 鋼板材料特性

為了測量試件和加載裝置各個部位的實際變形值，從而換算出墻真實剪切變形值，各儀器的布置方案見圖5，測量方案見參考文獻[15].

1.5 加載制度

采用位移控制對各試件進行低周往復加載. 基于文獻[15]的單調試驗，初步確定試件屈服位移Δy. 在正式加載前對試件進行預加載，預加載不超過屈服位移. 正式加載時，分3～5級單循環(huán)加載至屈服位移，位移級差控制為2 mm，持時1 min；當試件屈服之后，位移級差控制為3 mm，每級循環(huán)3圈，持時3 min，直至荷載下降至峰值荷載的80%；當試件破壞后，持續(xù)加載2～3級，加載結束.

2 試驗現(xiàn)象

試件的破壞模式主要為：面板屈曲、鉚釘頭部拔出面板、螺釘頭部拔出面板，各階段試驗現(xiàn)象如表3所示.

表3 試件破壞過程

2.1 鎖鉚連接試件(SC試件)

初始階段，試件變形主要為彈性變形. 隨著位移的增加，鋼板出現(xiàn)較為明顯的屈曲波紋，鉚釘擠壓面板變形現(xiàn)象明顯，試件進入彈塑性階段. 當位移達到峰值荷載時，面板呈現(xiàn)3條主要的屈曲波紋，鉚釘擠壓面板現(xiàn)象加劇，釘孔擴大，釘頭下沉，在往復荷載的作用下，受拉側邊立柱右下角部第4顆鉚釘脫落，相繼帶動其他鉚釘退出工作，試件承載力迅速下降至峰值荷載的80%，破壞形式如圖6(a)所示.

2.2 局部替換鉚釘為螺釘?shù)幕旌线B接試件(A型)

A型試件在初始變形階段，鉚釘受力較大，自攻螺釘受力相對較小. 加載位移逐漸增加，鉚釘首先達到彈塑性階段，隨著面板鼓曲，鉚釘擠壓面板，自攻螺釘開始傾斜，試件進入彈塑性階段. 當位移達到峰值位移時，面板屈曲出現(xiàn)多條主波紋，角部鉚釘擠壓面板導致釘孔被撕裂而擴大，自攻螺釘傾斜較大，撕裂面板現(xiàn)象明顯；當位移繼續(xù)增加時，自攻螺釘附近的鉚釘頭部脫離面板而失效，荷載迅速降低，試件破壞. 2種A型試件在力學性能上基本一致，區(qū)別在于排列方式的不同，鉚釘受力和發(fā)生破壞的部位不同. 總體上，A型混合連接方式對試件抗震不利，破壞形式見圖6(b)(c).

2.3 局部增加自攻螺釘?shù)幕旌线B接試件(B型)

B型試件在較大的初始位移內，螺釘和鉚釘均無明顯現(xiàn)象. 隨著位移的增加，螺釘傾斜明顯，鉚釘無明顯變形，由于螺釘?shù)拇嬖?，面板在螺釘內側鼓曲明顯，在鉚釘處無明顯鼓曲. 當達到A型試件峰值位移時，螺釘嚴重傾斜，但依然限制面板鼓曲現(xiàn)象未向外延伸，此時試件依然保持在彈塑性階段. 隨著往復位移的持續(xù)施加，螺釘孔不斷擴大，逐步出現(xiàn)脫絲現(xiàn)象，對面板鼓曲的限制作用逐漸減弱，導致面板鼓曲擴展至鉚釘處，鉚釘開始發(fā)生嚴重的擠壓撕裂面板的現(xiàn)象. 由于螺釘?shù)呐帕蟹绞讲煌?，導?種B型試件不同的破壞特點，HCB1試件的螺釘性能發(fā)揮較充分，試件屈服位移較大，連接破壞首先發(fā)生在角部1～2顆鉚釘處且破壞范圍逐漸加大. HCB2試件雖一定程度上提高試件抗震性能，但其擴大了鉚釘?shù)氖芰Ψ秶?，造成角部鉚釘瞬間大面積失效，破壞形式見圖6(d)(e).

3 試驗數(shù)據(jù)處理與分析

3.1 試驗數(shù)據(jù)的處理

試件在加載時頂部的位移計所測量的位移δ0實際上由3部分組成：組合墻的滑動位移δl、組合墻轉動時的頂部位移δφ以及組合墻的實際剪切變形δ，具體的計算簡圖和數(shù)據(jù)處理方法參見文獻[15].

3.2 試件骨架曲線上特征點的確定

根據(jù)《建筑抗震試驗規(guī)程》[19](JGJ101—96)相關規(guī)定，試件的最大荷載Pmax及其變形Δmax取試驗的峰值荷載及相應的位移，試件極限荷載Pu和極限位移Δu取最大荷載出現(xiàn)后的0.8Pmax及相應的位移. 定義組合墻的彈性荷載Pe取0.4Pmax，Δe取骨架曲線上Pe對應的位移. 為確定試件的屈服荷載Py及屈服位移Δy，參考Park[20]提出的等效彈塑性模型，定義彈性剛度：Ke=Pe/Δe，定義延性系數(shù)：μ=Δu/Δy. 通過對試驗數(shù)據(jù)進行處理，得到5個試件的荷載位移曲線，見圖7，各個試件的骨架曲線見圖8.

3.3 試驗數(shù)據(jù)分析

各試件的試驗結果見表4. 其中抗剪強度VS為試件單位寬度組合墻所能承受的最大剪力值，即峰值荷載Pmax除以組合墻體寬度L.

3.3.1 試件力學性能分析

基于SC試件的試驗數(shù)據(jù)，將其余試件的數(shù)據(jù)分別從屈服位移、屈服荷載、峰值位移、極限位移以及抗剪強度進行對比分析，見表5.

A型混合連接方式會造成試件提前屈服，極限荷載和抗剪強度均降低的結果. 主要原因是當面板與鋼框架發(fā)生相對變形時，由于鉚釘變形能力小，螺釘變形能力大，導致其協(xié)同工作能力較差，螺釘在初期無法有效承擔荷載和抑制鉚釘處面板鼓曲變形，造成鉚釘受荷較大，從而率先破壞. B型混合連接試件峰值位移和極限變形分別提升不低于14%和24%，抗剪強度提高不低于13%，其中HCB1試件，屈服位移提高28.9%，遠遠大于HCB2試件，表現(xiàn)出更加優(yōu)良的性能. 主要原因是HCB1型混合連接方式使兩者協(xié)同工作性能得到較大的提升，主要體現(xiàn)為：1)當面板與鋼框架發(fā)生相對變形時，自攻螺釘承擔較大變形，同時改變面板在鉚釘處的鼓曲變形形式，使鉚釘比在同等位移水平下變形減小，降低鉚釘平面外的拉力，充分發(fā)揮其抗剪性能； 2)自攻螺釘承擔主要變形，從而延緩了鉚釘?shù)淖冃危嚰灰?、峰值位移、極限位移都得到較大的增加； 3)該混合連接方式增加了抗剪釘子的數(shù)量，提高了抗剪承載力.

3.3.2 試件耗能分析

構件耗能能力確定方法參見文獻[6]. 構件的滯回環(huán)面積A的大小代表構件的耗能大小. 計算結果見表6. 根據(jù)試驗數(shù)據(jù)，可以得出構件在每個加載循環(huán)內累積耗能Ed與層位移角γ之間的關系見圖9.

通過對表6和圖9進行分析， A型試件在Amax、Ea方面均要比SC試件差，由于替換的自攻螺釘在同位移水平下分擔較小的荷載，角部鉚釘受荷較大，導致鉚釘提前破壞. HCB1試件在Amax、Ea、Ec分別提高22.4%、72.1%、9.8%，原因在于此種混合連接方式增加了面板屈曲耗能、螺釘擠壓面板耗能，提高了試件的極限位移. 與HCB1相比，HCB2試件在Amax、Ec方面分別降低12.5%、19.4%，該方式下面板的鼓曲形式使鎖鉚受力區(qū)域增加，削弱面板耗能能力. 由此可得，HCB1試件對于試件耗能能力提高較為明顯.

表4 各試件試驗結果

表5 各試件力學性能對比

注：↑表示增加，↓表示降低.

表6 試件能量耗散表

注：Amax為最大荷載下滯回環(huán)包圍面積；Ea為0.8Δu時的累積耗能；Ec為能量耗散系數(shù).

3.3.3 剛度退化曲線

剛度退化是指相同峰值點荷載下峰值位移隨循環(huán)次數(shù)的增加而增加的現(xiàn)象，試件的剛度K采用荷載- 位移曲線上的割線剛度. 圖10給出各試件的剛度退化曲線.

1) 加載初期試件的面板屈曲和后期連接失效產生的損傷積累是導致墻體剛度退化的原因.

2) 從破壞過程看，在初始階段，各試件表現(xiàn)為面板初始彈塑性屈曲和連接件彈塑性屈曲，初始退化速度與位移角大致呈線性關系，差異較小. 當進入塑性階段，各曲線的趨勢與相同層間位移角下各試件的剛度退化差異較大. SC、HCA1和HCA2試件在峰值位移處，剛度退化存在突變現(xiàn)象. 這是由于自攻螺釘與鉚釘協(xié)同受力較差，導致鉚釘受力較大，由于變形能力小而率先破壞，自攻螺釘內力瞬間增加，造成其較快發(fā)生破壞；B型試件剛度退化拐點不明顯，可見B型混合連接方式能夠改善組合試件剛度突變的情況.

3) B型試件整個加載過程退化速率較慢且剛度要高于SC試件和A型試件. 其一是因為增加螺釘，提高受剪剛度；其二是因為前期自攻螺釘會分擔內力的同時，承擔較大變形，減小了鉚釘變形，使剛度退化速度降低.

4 結論

1) 鎖鉚連接組合墻的破壞模式為鋼板屈曲、鉚釘頭被拔出；混合連接組合墻的破壞模式為鋼板屈曲、鉚釘頭被拔出、螺釘頭被拔出.

2) 探明連續(xù)增加螺釘?shù)幕旌线B接作用機理，即自攻螺釘在彈塑性階段承擔較大的變形，抑制鉚釘處面板鼓曲，減小鉚釘平面外受拉，減緩鉚釘破壞，從而提高鉚釘和螺釘?shù)膮f(xié)同工作性能.

3) 局部替換鉚釘為自攻螺釘?shù)幕旌线B接方式對試件的力學性能、耗能能力、剛度退化等性能改善不明顯.

4) 局部增加自攻螺釘?shù)幕旌线B接方式能夠明顯改善組合墻的抗震性能，其中局部連續(xù)增加自攻螺釘?shù)幕旌线B接試件在抗剪承載力、屈服位移、極限位移以及累積耗能等方面改善較為明顯，在組合墻的設計和應用時，建議優(yōu)先考慮此種連接方式.