密肋网格约束型钢板剪力墙结构抗震性能试验研究

于金光，贺 迪，王雪军，郝际平，冯啸天

(西安建筑科技大学 土木工程学院，陕西 西安710055)

随着对钢板剪力墙结构研究的深入，越来越多不同类型的钢板剪力墙被开发并研究.非加劲钢板剪力墙是早期常用的一种钢板剪力墙形式，根据内嵌钢板剪切屈服与屈曲的先后次序可将其分为厚板墙和薄板墙，厚板墙由于耗钢量大，结构整体刚度调整不便等因素，现已较少使用.薄板墙滞回曲线存在“捏缩”，屈曲变形时伴随噪音、震颤且框架柱在附加弯矩下易发生“沙漏现象”[1-4]，使用性能欠佳.通过设置墙板加劲肋可限制薄钢板剪力墙的屈曲，有效提高薄钢板剪力墙的弹性刚度和延性.关于加劲钢板剪力墙方面，Takanashi Y[5]最早开展了一系列纵向、纵横双向加劲钢板剪力墙的试验研究.郭彦林等[6]开展了一系列加劲钢板墙结构的研究，加劲形式包括：十字加劲和斜加劲等.Sabouri-Ghomi S等[7]研究表明设置加劲肋提高了钢板剪力墙的耗能能力和抗剪刚度，但对钢板剪切强度的影响不大.赵伟等[8]对钢板剪力墙加劲肋刚度及弹性临界应力进行了分析和研究，提出了加劲肋刚度的判定标准和计算公式.在组合钢板剪力墙基础上，郭彦林等[9]提出了防屈曲钢板墙结构，通过约束钢板墙的面外变形，减少拉力场作用，从而减少了柱刚度要求.

借鉴加劲钢板墙和防屈曲钢板墙的各自优势，课题组提出了密肋网格约束型钢板剪力墙结构.为了研究该种新型结构的抗震性能，通过一榀单跨双层密肋网格约束型钢板剪力墙试件的拟静力试验，分析了结构的破坏模式、滞回曲线、骨架曲线、承载能力、抗侧刚度、耗能及延性等.为该种结构在工程中的应用及理论分析提供基础.

1 密肋网格件构造措施

网格密肋板是在薄钢板两侧布置网格状的钢板肋条.网格肋条由纵横两个方向的肋条正交互嵌形成，在肋条相交处开细长槽，两个方向的肋条在开槽处互相嵌入形成整体.该构造措施避免了加劲肋焊接造成的焊接缺陷，嵌入式肋条省去大量焊接作业，便于现场拼装.在肋条互嵌处布置内径大于对穿螺杆的细圆管，其长度与肋条宽度一致，将细圆管与肋条点焊在一起，使单侧的网格密肋形成整体.最后将两侧的网格密肋与开圆孔的薄钢板通过摩擦型高强螺栓连接，将三者装配形成网格密肋板，网格密肋板装配过程见图1.将网格密肋板与周边框架通过耳板焊接形成网格密肋约束型钢板剪力墙.

图1 网格密肋板装配过程图Fig.1 Assembly of grid ribbed plates

2 试验概况

2.1 试件设计

试件几何相似比例为1∶3.试件框架采用3层结构：上部2层为试件主体结构，下部设置1矮层框架，矮层层高H=300 mm，在矮层框架中设置厚度为5 mm的钢板，近似作为上部2层结构的嵌固端，避免柱脚焊缝开裂导致结构最终破坏[2].试件柱轴线跨度1 350 mm，总高度3 270 mm，钢材均为Q235B，连接螺栓均为10.9级摩擦型高强螺栓，材质为20MnTiB.框架柱截面为HW175×175×7.5×11，中、底梁截面为HN200×100×5.5×8，顶梁截面为HN300×150×6.5×9，梁柱连接节点形式为端板连接，顶端板为-405×154×20，下部端板为-250×145.5×12，内填钢板厚度为3.3 mm，约束构件截面为-60×6的钢板，密肋格板排布形成为4×3，方格边长为230 mm，螺栓排布方式5×4，螺栓选用M12，长度按照构造要求确定.试件详图见图2.

图2 试件几何尺寸及构造Fig.2 Details of specimen

2.2 材性试验

根据GB/T228-2010《金属材料室温拉伸试验方法》[10]、GB/T2975-1998《钢及钢产品力学性能试验取样位置及试样制备》[11]的有关规定进行材性试验，结果见表1.

表1 钢材性能Tab.1 Steel properties

2.3 试验加载及量测方案

试验加载装置如图3所示，竖向荷载由2个200 t同步油压千斤顶提供.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.水平反复荷载由1台100 t的MTS作动器施加.试件屈服前采用荷载控制，首先预加载至100 kN，之后每个加载级荷载增量为100 kN.试件接近屈服时，以50 kN为每个加载级荷载增量，加载至屈服荷载Py，每个加载级循环一圈.试件屈服后进入位移控制阶段，此后以0.5δy为位移增量，每个加载级循环三圈，直至试件破坏或者承载力降低到峰值荷载85%以下，则停止试验.

图3 试验装置简图Fig.3 Test setup

为测量试件整体位移和框架变形，位移计具体布置如图4所示.

图4 位移计布置图Fig.4 Measuring points distribution

3 试验现象及破坏模式

3.1 试验现象

试件平面内方向为东西方向，规定作动器推向(向东)为正，拉向(向西)为负.为方便叙述将一层墙板小区格进行编号，如图6(a)所示.竖向加载结束后，进入水平加载.水平位移加载至δy=13.98 mm时试件屈服，随后进入位移控制阶段.1.5δy加载级时根据试验量测数据可确定一层及二层内填板受剪屈服.2δy加载级时，西柱柱脚区域内隔板间隔内柱外侧翼缘向外屈曲见图5(a).

图5 框架的破坏情况Fig.5 Damage of frame

2.5δy加载级时，东柱柱脚外翼缘屈曲外凸见图5(b).一层板3、4、8区格发生屈曲形成小区格拉力场，拉力场与水平方向夹角约为45°，卸载后变形未完全恢复.底层梁腹板发生屈曲向南凸起，底半层板向北鼓起.3δy加载级时，一层东柱屈曲现象加重见图5(c).推方向加载，一层板区格1-7、9均发生屈曲.拉向加载，1-12所有区格均小区格内发生屈曲.3.5δy加载级时，达到推向峰值荷载845.86 kN，一层东柱及试件柱脚区域屈曲严重，形成S型残余变形，底梁节点区域附近的西柱柱脚翼缘向外凸曲严重，导致底梁端板随之变形(图5d).一层板在推向卸载到零位移时一层板各区格的局部屈曲情况见图6(b).4δy加载级时，达到拉向峰值荷载906.47 kN.加载过程中，东柱北侧中间侧向支撑发出巨响，发生承压破坏，东柱面外变形明显.4.5δy加载级时，第一循环时中间侧向支撑失效与试件脱离，试件整体面外受力剧增，东、西柱翼缘瞬间变形突增，一层部分小区格面外密肋约束构件的竖向肋板瞬间屈曲，试件面外变形前后的对比情况见图5(e)、图5(f)，一层面内变化见图6(c)、图6(d).恢复侧向支撑试验继续，第三循环时，中间侧向支撑再次失效，试件面外弯扭失稳严重，最终丧失承载力，试验结束.最终内填板以小区格内的局部屈曲为主，内填板两上角部有裂缝.

图6 内填板变形情况Fig.6 Deformation of panels

3.2 破坏模式

由于密肋网格约束构件的设置，将钢板分成小区格板件，减小了墙板的高厚比，其设置改善了钢板的受力模式，有效的抑制了钢板墙的面外屈曲，导致内填钢板弹性屈曲荷载大于屈服荷载，因而试件内填钢板首先发生屈服，后发生屈曲.边缘构件在往复荷载作用下发生屈服及屈曲，最终面外出现弯扭失稳，结构承载力迅速下降试件破坏.试件面内呈弯曲破坏模式，面外弯扭失稳控制了最终承载力.

图7 试件整体破坏Fig.7 General damage of specimen

图8 荷载-位移曲线Fig.8 Hysteretic curves of load-displacement

4 试验结果及分析

4.1 滞回性能

试件的滞回曲线分别如图8所示.当施加的荷载较小时，试件荷载和位移近似呈线性关系，滞回环包围面积很小，刚度退化不明显.随着水平荷载的增大，试件进入弹塑性工作阶段，小区格内板屈服后屈曲，结构塑性变形增加，试件抗侧刚度下降，滞回环逐渐开展.通过图8(a)—图8(b)对比可知，一层墙板在弯剪作用下塑性变形及耗能均大于二层，后期由于一层东西柱的面外失稳导致其刚度退化明显.由图8可以看出，结构滞回曲线为饱满的梭形，未出现捏缩，表明该种结构有良好的塑性变形能力，同时说明屈曲约束作用明显.

试件的骨架曲线见图9.由图9可知，试件在塑性流动阶段，下降较为平缓，整体侧移可达61.93 mm，层间侧移角为1/47，试件的极限承载力较屈服承载力提高18.8%.

图9 荷载位移骨架曲线Fig.9 Load-displacement envelope

表2 试验结果Tab.2 Test results of specimen

采用通用屈服弯矩法确定试件的屈服点、峰值点和破坏点.试件各特征点的荷载和位移见表2.由表2可知，试件延性系数为2.74，相较而言偏小.其主要原因是由于屈曲约束构件的设置，结构刚度提升，导致试件延性发生下降.此外，试验中边框柱发生弯扭失稳，试件侧向支撑脱落，导致试件性能未能得以充分发挥.

4.2 性能退化

按照JGJ 101-2015[12]采用承载力退化系数λi来表征等幅荷载下承载力的稳定性.由表3知，结构承载力退化系数均在0.96以上，表明结构具有稳定的承载力，不会发生突然破坏.

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

注：λ1为某一屈服位移加载级下第2循环峰值点荷载值与第1循环峰值点荷载值的比值；λ2为同一屈服位移加载下第3循环峰值点荷载值与第2循环峰值点荷载值的比值.

试件刚度退化情况见图10(纵坐标为加载级刚度与初始刚度的比值k，试件初始刚度选用第一加载级对应的峰值刚度).由图10知，荷载较小时，一层二层刚度退化基本一致.随着加载进行，一层二层刚度出现分化，从1.5δy加载级开始1层结构刚度小于2层刚度，2.5δy加载级时试件刚度损失达61%.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83%，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 Degradation law of rigidity

4.3 耗能性能

将试件的两层单独耗能量占结构总耗能的比值定义为耗能比.试件屈服后，耗能比如图11所示.由图11知，试件屈服后，一层墙板在弯剪复合作用下，先屈服后小区格屈曲，其残余塑性变形明显大于二层墙板.总体而言，结构耗能较为均匀，底半层耗能仅占结构整体耗能量的10%左右.

采用试件黏滞阻尼系数作为标准对试件的耗能作出评价.试件在弹性阶段、非弹性阶段试件的黏滞阻尼系数分别为0.023和0.09，其明显优于我国抗震规范GB 50011-2010[13]8.2.2对高层钢结构阻尼比的规定(弹性阶段0.02、塑性阶段0.05)，由此可见试件具有一定富余度.

图11 耗能比Fig.11 Equivalent viscosity of specimen

5 结论

(1)密肋网格构件的布置，将薄钢板分割为了小区格板件，减小了板件的高厚比，改善了钢板的受力，延缓了钢板的屈曲，提高了墙体承载力及刚度.

(2)结构具有较高承载力，极限承载力较屈服承载力提高18.8%；结构具有优越的变形能力，整体侧移角可达1/47；结构初始刚度大，但刚度下降较快，弹性阶段损失37%.

(3)密肋网格约束型钢板剪力墙结构的黏滞阻尼系数在弹性阶段大于2.3%，弹塑性极限状态大于9%，高于GB 50011-2010对高层钢结构的要求.