半刚性节点框架-钢板剪力墙结构抗震性能试验研究

于金光，郝际平，李 波，郑春明

（ 1. 西安建筑科技大学土木工程学院，陕西 西安 710055； 2. 香港科技大学纳米及先进材料研发院，香港 九龙）

目前，部分国外规范已经纳入半刚性连接，将框架梁柱节点连接划分为刚性节点、半刚性节点和铰接三类[1-2]．我国正在修订的《钢结构设计规范》GB50017[3]中也引入了半刚性节点的分类．在设置半刚性节点的多高层结构体系中，需要根据半刚性节点的布置、数量，适当设置抗侧力构件，使结构获得较大的抗侧刚度，减小层间的相对位移，控制结构侧移限值．基于上述思路，文献[4]将半刚性节点框架与钢板剪力墙结构相结合，形成了半刚性节点框架—钢板剪力墙结构体系．

为了进一步研究半刚性节点框架-钢板剪力墙结构的抗震性能，本文在前期研究基础上，完成了一榀单跨 3层半刚性节点框架-钢板剪力墙试件的拟静力试验，分析了结构的破坏模态、滞回曲线、承载能力、抗侧刚度、耗能及延性等，同时研究了节点性能对结构体系的影响，观察了内嵌板、框架和节点的破坏顺序和破坏模式，获得了半刚性节点框架-钢板剪力墙结构的抗震性能指标．

1 试验概况

1.1 试件设计

试件框架采用3层结构作为模型，其中上部2层为试件主体结构，下部设置1矮层框架，其净高300 mm．在矮层框架中设置厚度为5 mm的钢板，使得底部框架－剪力墙结构具有较大的抗侧刚度，近似作为上部两层结构的嵌固端，避免柱脚焊缝开裂导致结构最终破坏[5]．框架柱截面HW175×175×7.5×11(mm)，中间梁截面HN200×100×5.5×8 (mm)，顶梁截面HN300×150×6.5×9 (mm)，内嵌钢板厚度3.3 mm，试件柱轴线跨度1 350 mm，总高度3 270 mm，钢材均采用Q235B，连接螺栓均采用10.9级摩擦型高强螺栓．试件几何尺寸及构造见图1，连接节点见图2．

图1 试件几何尺寸及构造Fig.1 Dimensions and details of specimen

图2 节点详图Fig.2 Layout of specimen connection

1.2 材性试验

根据国家标准GB /T 228-2002《金属材料室温拉伸试验方法》[6]、GB /T 2975-1998《钢及钢产品力学性能试验取样位置及试样制备》[7]对组成结构的各个构件进行材性试验，结果见表1．

表1 钢材性能Tab.1 Steel properties

1.3 试验加载及量测方案

试验加载装置见图 3，竖向荷载由两个 2 000 kN同步油压千斤顶提供．构件在顶梁侧端设置与作动器尺寸匹配的加载端，利用一台1 000 kN的水平作动器施加水平反复荷载（或位移），保持两层结构剪力相同．

图3 试验装置Fig.3 Test setup

按照《建筑抗震试验方法规程》JGJ101-1996[8]，试件屈服前采用荷载控制，屈服后采用位移控制．试件屈服的判定原则为观察监测应变是否超过屈服应变或滞回曲线是否产生较大非线性来综合判定．竖向荷载加载方案：在柱顶施加竖向荷载，每柱柱顶施加 430 kN，加载分为两级，每级加载215 kN．水平荷载加载方案：在弹性阶段，采用荷载控制的方法，初始加载为100 kN，以100 kN为基数，接近屈服时减小为50 kN，试件整体屈服后改为位移加载，控制位移分别为屈服位移的 1.0、1.5、2.0、2.5…倍数加载，每级循环3次，要求荷载下降到最大承载力的85%以下时停止加载，加载制度见图4．

图4 加载制度示意图Fig.4 Loading system

为测量整体位移和框架变形，在地梁处设置 1个百分表，在1层梁处东西各设置1个位移计，在底层梁和顶梁东侧设置1个位移计，量测水平位移；在柱高的二分之一处设置位移计，监控框架柱平面内的变形情况．为测量梁柱相对转角，在梁柱节点处设置位于柱上的2个斜向位移计，测量框架梁柱节点处的相对转角，具体布置见图5．

图5 位移计布置Fig.5 The arrangement of measuring points

2 试验现象及破坏模式

2.1 主要试验现象

作动器推向为正，拉向为负，加载顺序为先正后负．竖向加载结束，检查各仪表均正常工作后进入水平加载．350 kN加载阶段，1层板偏下部在主拉应力作用下，形成沿 45°方向的拉力带；墙板中部在主压应力作用下形成了一道波曲，其两侧较大范围内向相反方向鼓曲，形成较为明显的3波形(见图6a)．卸载至零点附近，1层板屈曲波形突然反向，伴随巨大响声，1层钢板出现了“呼吸效应”，2层板发出轻微响声，卸载后变形均恢复．根据加载曲线可得试件屈服位移δy=14.36 mm，屈服荷载为500 kN，加载进入位移控制阶段．1.5δy加载阶段，较大的残余变形有类似于对角加劲肋的撑杆作用，使得1层板主压应力方向的残余变形变化不大，主拉应力方向逐渐被展平，留下清晰的沿对角方向的漆皮脱落迹线，反向加载过程中，1层板残余变形见图6b．2.5δy加载阶段，推方向达到峰值荷载，1层柱翼缘屈曲，1层梁节点端板发生转动，1层板右上角部斜向撕裂；2层板沿对角方向单向残余变形明显．加载过程发现1层两柱均明显内凹．3.0δy加载阶段，1层板多处撕裂并发展，2层板残余变形明显(见图 6c)，拉方向达到峰值荷载．4.5δy加载阶段，3层侧向支撑均有一侧脱开，3层框架梁翼缘均出现不同程度的屈曲．5δy加载阶段，试件框架柱翼缘基本全部屈曲，整个结构扭曲呈 S形，两层板面外残余变形均达30 mm以上，承载力下降超过 15%，节点转动并伴有残余变形，试验结束．试件最终破坏见图7．

2.2 破坏模式

试件破坏顺序为内嵌钢板屈曲、屈服，边缘构件屈服，内嵌钢板撕裂，边缘构件屈曲，节点转动，边缘构件弯扭失稳，节点塑性破坏．试件最终破坏图见图7，其破坏模式为：内嵌板拉力带发育充分，多处开裂发生局部破坏，框架柱底部及柱顶部形成塑性铰，框架柱全段屈服，试件面内呈弯剪破坏模式，面外弯扭失稳控制了最终承载力．1、2层钢板在反复荷载作用下局部撕裂，钢板面外残余变形达30mm．

3 试验结果及分析

3.1 滞回性能

3.1.1 滞回曲线

试件的整体和各层的水平荷载-侧移曲线见图8．由图可知，试件滞回曲线有以下特征：

1）试件在弹性阶段，力和位移基本呈线性关系，试件的卸载刚度与屈服前的刚度基本相同．

2）试件屈服后，随加载次数增多，卸载刚度比弹性刚度略有降低；卸载至零再反向加载时，加载曲线指向前一次循环的最大变形点，环体呈现较为明显的反S形，有一定的捏缩，滞回曲线在卸载至零点位移时，钢板面外突然反向变形时，出现负刚度，曲线出现锯齿状波动．通过图8a与8b对比，1层刚度退化速度明显快于2层；此时，2层钢板面外变形较小，进入塑性部分少，滞回环面积略小．但内嵌板具有较高的冗余度，多处开裂并没有使结构的承载力急剧下降．

3）加载至下降段，试件刚度退化较快，2层墙体环体展开，2层参与耗能，在弯剪压共同作用下结构1层失去承载力，试验结束，导致2层较1层能耗有所减小．

图6 内嵌板变形图Fig.6 Deformation of infill plate

图7 试件破坏Fig.7 General damage of specimen

图8 滞回曲线Fig.8 Hysteretic curves

图9 骨架曲线Fig.9 Load-displacement envelope

表2 主要阶段试验结果Tab.2 Test results of specimen

3.1.2 骨架曲线

试件的骨架曲线见图 9．由图可知：试件的骨架曲线达到峰值荷载后下降较为平缓，在塑性阶段，整体侧移可达71.46 mm（推拉均值），层间侧移角为1/41．采用通用弯矩法确定试件的屈服点、强度点和破坏点，特征点对应力学性能参数值见表2，试件的屈服荷载为575.1 kN，峰值荷载为708.2 kN，结构的整体安全储备为23.2%．采用位移延性系数对试件的延性进行评价，延性系数列于表 2，整体延性系数达到3.78．试验延性系数计算量值偏小，主要原因为试验过程中侧向支撑脱落，柱面外弯扭失稳，后期承载力下降较快，导致试件承载力未能充分发挥．

3.2 性能退化

根据 JGJ101-1996[8]，采用承载力退化系数λi来表征等幅荷载作用下的承载力稳定性．表3给出了试件在各级加载位移下的承载力退化系数．由表3可知，随着加载位移的增大，承载力退化不明显，说明结构的承载力稳定性很好，不会发生突然破坏．按照我国《高层民用建筑钢结构技术规程》JGJ99-1998[9]进行试件设计时，内嵌板抗剪承载力为86.80 kN，在该设计荷载作用下试件保持完好，试件处于弹性阶段，顶点位移约为1.58 mm，为试件总高度的 1/1 870．按照《建筑抗震设计规范》CB50011-2010[10]的规定，高层钢结构侧移角控制在1/250，对应荷载为433.66 kN，其为按照屈曲界定内嵌板抗剪承载力的5.0倍．

表3 试件承载力退化系数Tab.3 Capacity degeneration coefficient

采用JGJ101-1996[8]中规定的峰值割线刚度对试件的刚度进行评价，试件各层刚度退化见图10(纵坐标为加载级刚度与初始刚度的比值,试件初始刚度选用第一加载级对应的峰值刚度)．试件整体弹性刚度为59.31 kN/m，初始刚度较高，但试件的刚度退化较为明显．由图10知，弹性阶段随着荷载的增加，试件刚度值不断减小，试件在弹性阶段刚度下降较为平缓，刚度降幅约为40%．1层框架柱底部出现屈服后，内嵌钢板有效性减小，从δ=2.0δy开始1层结构刚度小于2层刚度，δ=2.5δy时刚度损失70%．2层框架柱底部出现屈服以后，框架作为位移的主要抗侧力构件，试件的刚度降幅约90%，1层结构在弯-剪-压复合用下，刚度退化最为严重．

图10 刚度退化Fig.10 Degeneration law of rigidity

3.3 耗能性能

将试件各层耗能量与整体耗能量的比值定义为耗能比，试件屈服后1、2层耗能比如图11所示．由图可知，弹性阶段和弹塑性阶段初期1、2层耗能量相当；在试件进入弹塑性阶段后期，1层钢板在弯-剪共同作用下，内嵌板充分屈服，塑性变形面积明显优于2层钢板．结构整体耗能均匀，底部矮层结构耗能量约占总能力的5%左右．

图11 耗能比Fig11 Energy dissipation ratio

阻尼比是表征试件耗能能力的一个指标，弹性阶段取试件整体屈服加载级，粘滞阻尼系数为0.023；弹塑性阶段取峰值荷载加载级，粘滞阻尼系数为0.085．目前，GB50011-2010[10]的8.2.2款规定，对高层钢结构，阻尼比弹性阶段取0.02，弹塑性阶段取0.05，可见其值满足规定．

4 结论

(1) 结构具有较高的承载力，CB50011-2010规定高层钢结构侧移角 1/250时，对应屈服荷载为433.66 kN，其为按照屈曲界定内嵌板的抗剪承载力的5.0倍．试件的屈服荷载为575.09 kN，峰值荷载为708.20 kN，结构的整体安全储备约为23%．

(2) 试件整体侧移角可达1/42；结构整体的延性系数约为3.8，表明该种结构具有良好的塑性变形能力；试件具有较好的初始抗侧刚度，但刚度退化较为严重，弹性阶段损失约40%，破坏时损失约80%～90%．

(3) 试件破坏顺序为内嵌钢板屈曲、屈服，边缘构件屈服，内嵌钢板撕裂，边缘构件屈曲，节点转动，边缘构件弯扭失稳，节点塑性破坏．节点转动对结构的承载力影响很小，同时避免了刚性节点在强震下的脆性破坏，采用半刚性节点合理．

(4) 半刚性节点框架-钢板剪力墙结构的阻尼比在弹性阶段为0.023，弹塑性极限状态为0.085，高于CB 50011-2010对高层钢结构的要求．

References

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