外掛墻板采用耗能連接鋼框架結構抗震性能研究

種 迅，朱 東，蔣 慶,3，黃俊旗，馮玉龍，宋 磊

(1. 合肥工業(yè)大學土木與水利工程學院，安徽，合肥 230009；2. 土木工程結構與材料安徽省重點實驗室，安徽，合肥 230009；3. 新疆農(nóng)業(yè)大學水利與土木工程學院，新疆，烏魯木齊 830052)

在裝配式混凝土框架、框架-剪力墻及內澆外掛等結構中，外墻板常采用預制混凝土外掛墻板。這種構件在歐洲、美國等國家和地區(qū)已得到非常廣泛的應用，于近年逐漸引入我國[1?4]。外掛墻板與主體結構之間的連接方式是影響結構受力和抗震性能的重要因素。在歐洲針對外掛墻板展開的“Safecladding”研究計劃中，將外掛墻板與主體結構間的連接分為整體連接、靜定連接和耗能連接三種方式[5?8]。其中，整體連接是指墻板和結構間完全固接的方式。這一方式被認為是最不合理、不經(jīng)濟的連接方式。地震作用下，墻板不是非結構構件，與主體結構間存在較強的相互作用。若設計時未考慮這一相互作用，將會出現(xiàn)連接節(jié)點破壞進而墻板掉落的震害。以往的多次地震中也證實了這一點[9?12]。靜定的連接方式是指通過合理的連接設計(如在連接角鋼上設置長螺栓孔等)，使得墻板可以通過水平滑動或搖擺變形的方式適應主體結構的變形，從而避免二者間的相互作用(如圖1所示)。這種連接方式較易實現(xiàn)，但對墻板的變形需求較大。耗能連接則是在靜定連接體系中采用耗能裝置。這一連接方式可通過耗能裝置耗散地震能量，有效減小結構地震反應，從而減小對墻板和結構間連接節(jié)點的荷載和位移需求，因此被認為是一種更為合理的連接方式。這種連接方式的可靠性已通過試驗研究得到了驗證[13?17]。

圖1 外掛墻板和主體結構間相對變形模式Fig. 1 Relative deformation modes between cladding panels and main structures

需指出的是，以往的研究主要針對采用橫條和豎條外掛墻板的單層裝配式混凝土建筑展開。外掛墻板引入我國后，主要用于多、高層建筑，且以跨越整個或半個開間的整間大板為主。主體結構也不僅是混凝土結構，還包括裝配式鋼結構。此時，已有研究中采用的條板和主體結構間的連接方式不再適用。針對這種情況，本文提出一種適用于鋼框架和整間外掛墻板間的耗能連接方式，如圖2所示。其中，墻板上部和框架梁間通過連接角鋼和高強螺栓進行連接。這一連接節(jié)點為承重節(jié)點，即墻板自重通過上部節(jié)點傳遞給框架梁。墻板下部和下層框架梁間設置位移型消能裝置。地震作用下，墻板和主體結構間產(chǎn)生水平相對滑移變形，消能裝置則通過這一變形耗散地震能量。

為研究采用這種墻板與結構間連接方式鋼框架的抗震性能，本文設計并制作了3榀縮尺比例為1∶1.5的鋼框架試件，其中1榀為作為對比的純框架試件，另外2榀墻板底部的消能裝置分別采用2種不同類型的金屬消能器—核心板為X型鋼板的消能器(簡稱X型鋼板消能器)和U型鋼板消能器。對三榀試件進行了擬靜力試驗，研究了其水平地震作用下的反應情況和損傷模式以及消能連接對鋼框架抗震性能的影響。論文研究成果為這一結構的應用提供了一定的理論依據(jù)。

1 含減震外掛墻板鋼框架試驗試件設計

三榀試驗試件設計詳圖如圖2所示。其中，GKJ-1、GKJ-2為含減震外掛墻板的鋼框架試件,GKJ-3為作為對比的純鋼框架試件。GKJ-1墻板底部采用X型鋼板消能器(圖2(a))，而GKJ-2中采用U型鋼板消能器(圖2(b))。

圖2 鋼框架試件詳圖Fig. 2 Details of the test specimens

1.1 鋼框架和外掛板設計

三個試件的幾何尺寸及構造均相同。鋼框架層高為2.4 m、跨度為3.3 m。鋼材強度等級為Q345B。方鋼管柱規(guī)格為□250 mm×250 mm×10 mm，H型鋼梁規(guī)格為HN250 mm×125 mm×6 mm×9 mm?？蚣芰号c柱采用栓焊連接，即梁翼緣與柱隔板焊接，腹板通過4根10.9級M20螺栓與柱上連接板連接。為了使梁端薄弱截面遠離梁柱連接處，從而避免連接焊縫的破壞，在梁上下翼緣處設置了厚8 mm、長150 mm的楔形加強蓋板。由于框架為安裝外墻板的邊框架，框架梁與柱截面外側平齊。

目前我國的外掛墻板中常采用夾心保溫外墻板，但考慮到制作方便，試件GKJ-1和試件GKJ-2中的外掛墻板均采用100 mm厚混凝土墻板，模擬非組合夾心保溫墻板中的內葉板?；炷翉姸鹊燃壊捎肅35。墻板內豎向和水平分布鋼筋均為直徑8 mm的HRB400鋼筋，間距150 mm。外掛板頂部與鋼框架梁間設置2個間距為1800 mm的承重連接節(jié)點，其具體構造為：鋼框架梁下翼緣與連接角鋼的水平肢采用焊接連接，在外掛板每個節(jié)點處預埋2個高強螺桿，與連接角鋼的豎向肢相連。在墻板底部設置消能器。墻板內預埋了螺栓用內絲套筒，消能器與墻板和基礎梁間均采用高強螺栓連接。施工時先安裝上部節(jié)點，再安裝消能器。各高強螺栓均按照我國鋼結構設計規(guī)范[18]的要求施加預緊力。外掛板與鋼框架柱間無任何連接。

1.2 消能器設計

試件所采用的消能器采用等效線性化方法進行設計[19?20]。試件GKJ-1底部設置了一個X型鋼板消能器，GKJ-2底部對稱設置了2個U型鋼板消能器。兩種消能器具體構造設計如圖3所示。計算得到X型和U型鋼板消能器小震下的附加阻尼比分別為6.15%和6.29%。

2 X型和U型鋼板消能器擬靜力試驗

為研究在外掛墻板中設置消能器對鋼框架抗震性能的影響，首先采用擬靜力試驗方法研究了兩種類型消能器的受力性能。

2.1 材料特性和加載

2.1.1 材料特性

X型鋼板消能器核心板和U型鋼板均由Q235B的厚12 mm鋼板制作而成。實測X型核心板和U型鋼板的材料特性如表1所示。

表1 消能器鋼材材性試驗結果Table 1 Material test results of the steel adopted in the dampers

2.1.2 加載方式

試驗加載裝置如圖4所示。X型和U型鋼板消能器試驗各1組，每組均有2個相同的試件對稱布置，并通過MTS電液伺服作動器施加豎向拉、壓荷載。消能器和加載頭、夾板間均通過高強摩擦型螺栓連接。

圖4 消能器試驗加載裝置Fig. 4 Test setup of the dampers

試驗過程中主要記錄試件的位移、荷載以及消能器受力較大部位鋼材應變，應變片布置見圖3。

試驗加載制度見表2。加載分為標準加載和疲勞加載2個階段。在標準加載階段采用位移控制加載，每一級目標變形幅值約為上一級的1.4倍[21]。第一級目標變形幅值應小于消能器的屈服變形，因此X型和U型鋼板消能器第一級目標變形幅值分別取1 mm和1.5 mm。試驗鋼框架層高2.4 m，根據(jù)我國抗震規(guī)范中多、高層鋼結構彈塑性層間位移角限值1/50，近似取最大目標變形幅值為50 mm。在疲勞加載階段，兩組消能器均在50 mm位移級別下循環(huán)加載30圈[20]。

表2 消能器加載制度Table 2 Loading protocol of the dampers

2.2 試驗現(xiàn)象和結果

2.2.1 X型鋼板消能器

標準加載階段，在加載至位移達到3.4 mm時，X型核心板除了截面最狹窄位置外，其余位置處鋼材均已達到屈服應變；位移達到26 mm時，核心板由于存在薄膜效應(即核心板受到頂板和底板約束產(chǎn)生拉伸變形)而受拉[22?23]，這一拉力使得連接底座和倒T形夾板的螺栓受到較大的剪力。螺栓在拉、剪復合受力下發(fā)生松動，倒T形夾板產(chǎn)生了轉動變形(圖5(a))和少量水平滑移。此后繼續(xù)加載，夾板的變形愈發(fā)明顯，從而一定程度上減小了核心板的薄膜效應。在標準加載階段，X型鋼板消能器沒有出現(xiàn)任何破壞現(xiàn)象。

圖5 X型鋼板消能器試驗現(xiàn)象Fig. 5 Test phenomena of the X-shaped steel plate damper

疲勞加載第2圈時，核心板正向加載產(chǎn)生拉伸變形，在反向加載時出現(xiàn)受壓屈曲變形(圖5(b))。加載至第5圈時，在核心板與焊縫相交處出現(xiàn)一條細紋，此后裂紋進一步開展；加載到第20圈時，一片核心板根部斷裂(圖5(c))。

2.2.2 U型鋼板消能器

標準加載階段，在加載位移達到2.0 mm時，圓弧段與平直段交界位置處鋼材屈服；整個標準加載階段，U型鋼板消能器的變形模式呈較理想的履帶式滾動變形；U型鋼板消能器未產(chǎn)生裂紋，連接螺栓也未松動。

疲勞加載階段，消能器的圓弧段形狀變得不規(guī)則(圖6(a))；加載至第10圈時，平臺段與圓弧段交界處內側出現(xiàn)細紋(圖6(b))，此后裂紋有所開展；至加載結束，試件未產(chǎn)生其他破壞，表明消能器的疲勞性能較好。

2.2.3 試驗結果分析

X型和U型鋼板消能器的滯回曲線如圖7所示。

圖7 消能器荷載-位移滯回曲線Fig. 7 Load-displacement hysteresis curves of the dampers

1) X型鋼板消能器

X型鋼板消能器標準加載階段滯回曲線飽滿。每個目標位移下的兩條加載曲線基本重合，表明試件性能較為穩(wěn)定。由于核心板的薄膜效應，試件屈服后存在明顯的強化現(xiàn)象。疲勞加載階段，由于X型核心板出現(xiàn)局部屈曲，試件強度也逐漸退化，且加載至最后2圈時，隨著局部屈曲越來越嚴重，承載力退化更加明顯。

2) U型鋼板消能器

U型鋼板消能器標準加載階段滯回曲線飽滿。屈服后存在一定的強化現(xiàn)象，但由于不存在薄膜效應，強化現(xiàn)象沒有X型鋼板消能器明顯。疲勞加載階段，U型鋼板消能器循環(huán)加載30圈后，承載力和剛度均無明顯退化現(xiàn)象，具有良好的疲勞性能。

兩個消能器試件的荷載-位移骨架曲線如圖8所示?？梢钥闯?，加載至設計位移50 mm時，兩種消能器承載力未見下降趨勢。

圖8 消能器荷載-位移骨架曲線Fig. 8 Load-Displacement Skeleton curves of the dampers

3 鋼框架擬靜力試驗

3.1 材料特性

GKJ-1和GKJ-2的外掛墻板混凝土設計強度等級均為C35。實測立方體抗壓強度平均值分別為38.4 MPa和35.8 MPa。鋼框架鋼材選用Q345B，各部位鋼材實測材性試驗結果見表3。

表3 鋼材材料特性Table 3 Mechanical behavior of the steel

3.2 加載裝置和方案

試驗加載裝置及測點布置如圖9所示。在框架柱頂部施加恒定的豎向軸力N=496 kN，設計軸壓比為0.20。試件水平力由MTS作動器施加。水平加載采用荷載-位移混合控制[24]，加載制度如圖10所示。試件承載力降低至峰值荷載85%以下或試件破壞時結束試驗。

圖9 鋼框架試驗加載裝置Fig. 9 Test setup of the steel frames

圖10 鋼框架加載制度Fig. 10 Loading protocol of the steel frames

試驗過程中主要量測鋼框架加載點處的水平荷載、位移和消能器的剪切變形。在鋼框架梁端、柱端塑性鉸區(qū)布置了電阻應變片(圖9(c))，測量加載過程中的應變情況。消能器中應變片的布置位置與第2節(jié)試驗相同。試驗過程中還觀察鋼框架和消能器的變形和破壞情況以及外掛墻板的裂縫開展情況等。

3.3 試驗現(xiàn)象

3.3.1 試件GKJ-1

1) 鋼框架部分：水平荷載達300 kN時，框架梁端加強蓋板內側上翼緣達到屈服，相應的試件頂點水平位移為16.12 mm，層間位移角約為1/149；反向加載至?300 kN時，框架柱底受拉邊緣達到屈服，相應的頂點水平位移為?13.65 mm，層間位移角約為1/176；當加載至水平位移60 mm(層間位移角1/40)時，框架梁端翼緣和腹板出現(xiàn)了明顯的局部屈曲現(xiàn)象(圖11(a))；加載結束后，框架梁端連接焊縫保持完好(圖11(b))。

圖11 試件GKJ-1鋼框架破壞現(xiàn)象Fig. 11 Failure mode of the steel frame in GKJ-1

2) 外掛墻板部分：由于GKJ-1中X型鋼板消能器在產(chǎn)生水平剪切變形的過程中，核心板因薄膜效應承受較大的拉力，外掛墻板也承受消能器傳來的豎向拉力。加載至水平位移達40 mm時，墻板上部右側連接節(jié)點附近出現(xiàn)1號和2號兩條裂縫(圖12(a))，裂縫最大寬度為0.04 mm左右。加載至頂點位移為?40 mm時，左側連接節(jié)點處出現(xiàn)3號、4號、5號裂縫(圖12(b))，最大寬度0.03 mm左右。加載至水平位移為±60 mm時，1號、5號兩條裂縫最大寬度開展到0.06 mm左右。

圖12 試件GKJ-1外掛墻板損傷情況Fig. 12 Failure mode of the cladding panel in GKJ-1

3) 外掛板與梁連接節(jié)點：加載過程中，連接角鋼未出現(xiàn)明顯損傷，與框架梁間的連接焊縫也未破壞；由于消能器核心板的薄膜效應，使得墻板承受較大的豎向拉力，加載至60 mm的第3個循環(huán)時，左側角鋼與墻板間的一根連接螺栓被剪斷，立即停止加載。

4) X型鋼板消能器：加載過程中，核心板變形隨試件頂點位移逐漸增加，如圖13所示。試驗結束后，核心板除有明顯的殘余變形外，未出現(xiàn)其他破壞現(xiàn)象，連接螺栓也未產(chǎn)生松動或滑移，表明所采用的連接構造可靠。

圖13 X型鋼板消能器水平剪切變形Fig. 13 Shear deformation of the X-shaped steel plate damper

3.3.2 試件GKJ-2

1) 鋼框架部分：荷載加載至350 kN時，梁端加強蓋板內側上翼緣和柱底加勁肋頂部截面處受拉邊緣相繼達到鋼材屈服應變，此時頂點位移為17.38 mm，相應的層間位移角約為1/138；當位移加載至60 mm時(層間位移角1/40)，梁端翼緣和腹板屈曲(圖14(a))；試驗結束時，梁端焊縫仍保持完好(圖14(b))。

圖14 試件GKJ-2鋼框架破壞現(xiàn)象Fig. 14 Failure mode of the steel frame in GKJ-2

2) 混凝土外掛墻板部分：試驗過程中墻板保持完好，未出現(xiàn)裂縫。

3) 墻板與梁連接節(jié)點：試驗過程中連接節(jié)點的角鋼、連接焊縫及螺栓均未出現(xiàn)破壞。

4) U型鋼板消能器：消能器的變形隨加載位移的增加而增加，且變形值與試件頂部位移值相差不大。整個加載過程中，消能器產(chǎn)生了較為理想的履帶式滾動變形(圖15)。整個試驗過程中消能器表面未出現(xiàn)裂紋，連接螺栓和預埋件也均未產(chǎn)生破壞，表明所采用的連接構造可靠。

圖15 U型鋼板消能器水平剪切變形Fig. 15 Shear deformation of the U-shaped steel plate damper

3.3.3 試件GKJ-3

水平荷載達250 kN時，框架梁端加強蓋板內側上翼緣達到屈服，相應的頂點位移為15.07 mm，層間位移角約為1/159；水平荷載為?250 kN時，框架柱底受拉邊緣屈服，相應的頂點位移為?15.02 mm，層間位移角約為1/160；當位移增至±40 mm時(層間位移角1/60)，梁端楔形蓋板內側出現(xiàn)了輕微的屈曲變形；當位移增至60 mm(層間位移角為1/40)時，梁端翼緣和腹板屈曲明顯(圖16(a))。試驗結束后，梁端與柱連接的焊縫未出現(xiàn)任何破壞現(xiàn)象(圖16(b))。

圖16 試件GKJ-3破壞現(xiàn)象Fig. 16 Failure mode of GKJ-3

對比三個試件鋼框架部分試驗現(xiàn)象可知，三試件均首先在梁端出現(xiàn)塑性鉸，之后柱端出現(xiàn)塑性鉸，最后梁端翼緣和腹板部分出現(xiàn)屈曲?？梢?，外掛墻板未改變鋼框架本身的損傷模式。

3.4 試驗結果分析

3.4.1 滯回曲線

三個試件在力控制加載階段和加載全過程的荷載-位移關系滯回曲線如圖17所示。由圖可知：

圖17 試件荷載-位移滯回曲線Fig. 17 Load- displacement hysteresis curves of the specimens

1) 在力控制加載階段，純鋼框架試件GKJ-3處于彈性階段，滯回環(huán)狹窄，基本無耗能能力。而含有外掛板和耗能連接的試件GKJ-1和GKJ-2由于消能器已經(jīng)開始屈服，滯回環(huán)較GKJ-3飽滿，試件已經(jīng)具有一定的耗能能力。

2) 在整個加載過程中，三個試件的滯回曲線均呈梭形，滯回環(huán)較為飽滿，無捏縮現(xiàn)象。而試件GKJ-1和GKJ-2相對于試件GKJ-3，由于消能器的附加耗能作用，滯回曲線更加飽滿，耗能能力更好。

3.4.2 骨架曲線

三個試件的荷載-位移關系骨架曲線如圖18所示。由圖可知：

圖18 水平荷載-位移骨架曲線Fig. 18 Horizontal load- displacement skeleton curves

1) 外掛墻板的存在增加了鋼框架的初始剛度。與GKJ-3相比，試件GKJ-1和GKJ-2正反向加載的平均初始剛度增大幅度分別為58.6%和55.6%。

2) 外掛墻板的存在也增加了鋼框架的極限承載力。GKJ-1和GKJ-2正反向加載的平均極限承載力增大幅度分別為16.4%和18.3%。

3)根據(jù)骨架曲線上極限點和屈服點對應的位移，計算得到三試件正、反兩個方向的位移延性系數(shù)平均值分別為3.37、3.43和2.96。其中，骨架曲線上的屈服點通過最遠點法[25]確定，極限點取試件破壞的時刻。三試件均在加載至60 mm位移級別的第2個循環(huán)時，框架梁端翼緣和腹板處出現(xiàn)了明顯的局部屈曲，標志著試件破壞。可見，三個試件位移延性系數(shù)均在3左右，表現(xiàn)出良好的延性。外掛墻板對鋼框架變形能力沒有明顯影響。此外，三試件的極限層間位移角約為1/40，滿足我國《建筑抗震設計規(guī)范》[20]規(guī)定的鋼框架罕遇地震下層間位移角限值的要求。

3.4.3 剛度退化

取兩個加載方向荷載與位移絕對值之和的比值作為試件在不同階段的割線剛度來描述試件剛度退化[24]。圖19為三個試件的剛度退化曲線。由圖19可見：

圖19 剛度退化曲線Fig. 19 Stiffness degradation curves

1) 含外掛墻板的兩試件割線剛度在加載初期明顯大于純框架試件。隨位移的增加，消能器和框架梁、柱相繼達到屈服后，三個試件的剛度差距逐漸減小。

2) 純框架試件GKJ-3的剛度退化曲線呈兩折線。位移較小時剛度降低較慢，框架梁、柱屈服后，剛度降低速度增快。

3) 含外掛墻板的兩試件GKJ-1和GKJ-2在位移較小時消能器即達到屈服，試件剛度迅速下降。隨位移的增加，消能器完全進入塑性后，剛度降低速度逐漸趨緩。在框架梁、柱屈服后，剛度降低速度又有所增快。

3.4.4 耗能能力

根據(jù)圖20和式(1)計算試件的耗能系數(shù)E[24]。

圖20 耗能系數(shù)E計算示意圖Fig. 20 Calculation diagram of the energy dissipating coefficient E

三試件的耗能系數(shù)曲線如圖21所示?？梢姡?/p>

圖21 耗能系數(shù)曲線Fig. 21 Energy dissipating coefficient curves

1) 純框架試件位移較小時耗能系數(shù)近似為零，基本不具備耗能能力。隨位移增加，梁、柱相繼屈服后，試件耗能系數(shù)逐漸增大。

2) 含有外掛板的兩試件在位移較小時消能器即屈服，耗能系數(shù)也相應開始增加。隨位移的增大，消能器完全進入塑性后，耗能系數(shù)增加趨于平緩?？蚣芰?、柱屈服后，耗能系數(shù)增加速度又有所加快。

3) 含外掛墻板試件的耗能系數(shù)始終大于純框架試件。在最后一級位移級別時，試件GKJ-1、GKJ-2的能量耗散系數(shù)分別比GKJ-3增加29.1%和25.5%，表明消能連接對鋼框架的耗能能力有較大提高。

4 結論

本文提出一種適用于鋼框架和整間外掛墻板間的耗能連接方式。為研究這一連接方式對鋼框架抗震性能的影響，對兩榀分別采用X型和U型鋼板消能器作為消能裝置的鋼框架和一榀作為對比的純鋼框架試件進行了擬靜力試驗研究，并對所采用的兩種類型消能器進行了擬靜力試驗研究。主要得到以下結論：

(1) X型鋼板消能器在擬靜力試驗過程中，由于核心板受到頂板和底板的約束，存在薄膜效應，使核心板承受較大的拉力。薄膜效應隨倒T形夾板的轉動和滑動變形有所釋放。

(2) X型鋼板消能器標準加載階段基本保持完好，疲勞加載階段核心板在根部發(fā)生疲勞斷裂。

(3) U型鋼板消能器疲勞加載階段僅表面出現(xiàn)輕微的裂紋，疲勞性能更加優(yōu)越。

(4) 兩種消能器滯回環(huán)均較為飽滿，均存在屈服后強化現(xiàn)象。由于核心板的薄膜效應，X型鋼板消能器強化更明顯。

(5) 三榀鋼框架試件的破壞模式相同，均為框架梁兩端和柱根部出現(xiàn)塑性鉸，最終由于兩端翼緣和腹板出現(xiàn)局部屈曲而破壞。外掛墻板和耗能連接未改變鋼框架本身的損傷機制。

(6) 試件GKJ-1中，由于X型鋼板消能器在產(chǎn)生水平剪切變形的過程中，核心板因薄膜效應承受較大的拉力，外掛墻板也承受消能器傳來的豎向拉力。加載到較大位移時，墻板頂部連接節(jié)點附近產(chǎn)生裂縫，且最終一側螺栓被剪斷而破壞。

(7) 試件GKJ-2中，U型鋼板消能器的變形較為理想，符合預期履帶式滾動變形。加載結束后消能器未出現(xiàn)任何破壞現(xiàn)象，連接件、墻板也未發(fā)現(xiàn)任何破壞現(xiàn)象。

(8) 相較于試件GKJ-3，試件GKJ-1和GKJ-2正反向加載的平均初始剛度增大幅度分別為58.6%和55.6%，正、反向加載的平均極限承載力增大幅度分別為16.4%和18.3%，最后一級目標位移時能量耗散系數(shù)增大幅度分別為29.1%和25.5%，表明采用耗能連接的外掛墻板對鋼框架的初始剛度、承載力和耗能能力均有一定程度的貢獻。