考虑多块混凝土板拼装的组合钢板剪力墙抗震性能试验研究

2018-09-28韩启浩汪大洋张永山

振动与冲击 2018年18期

韩启浩，汪大洋，张永山

(广州大学土木工程学院，广州 510006)

组合钢板剪力墙是一种常见的钢板剪力墙，也是国家大力推荐采用的装配式建筑结构中一种常用的构件[1]。国内外大量试验研究表明，组合钢板剪力墙具有水平承载能力高、耗能机理清晰、现场拼装简单、绿色环保等优越性能，适合于新建建筑及已有建筑的加固改造[2-4]。

李国强等[5]完成了3个钢板外包混凝土剪力墙和1个纯钢板剪力墙板试验，结果表明，钢板外包混凝土剪力墙具有良好的稳定性和延性，且其刚度和强度比钢板剪力墙提高很多。Astaneh-Asl等[6-7]提出采用预制混凝土板的钢板-混凝土组合剪力墙，根据预制混凝土板和周边框架的连接方式不同，分为“传统型”和“改进型”两种模型，完成了2个三层组合剪力墙试验，研究表明，组合剪力墙具有优越的延性和耗能能力，但“传统型”试件的混凝土板破坏程度明显比“改进型”试件严重。郭彦林等[8-10]提出防屈曲钢板剪力墙，研究表明，防屈曲钢板剪力墙可以明显改善普通钢板剪力墙滞回曲线捏拢现象，具有较好的延性和稳定的耗能能力。郭兰慧等[11-13]提出仅与框架梁连接的两边组合钢板剪力墙，研究表明，两边连接组合钢板剪力墙具有良好的延性及耗能能力，同时可防止组合钢板剪力墙对框架柱的不利影响，在跨内灵活布置，方便门窗洞口的开设。陆烨等[14]提出I形屈曲约束钢板剪力墙，完成了五组屈曲约束钢板剪力墙试验，结果表明，I形屈曲约束钢板墙具有较好的力学性能，能够较好地避免在支座处因应力集中而出现钢板撕裂的破坏现象。

综上所述，已有组合钢板剪力墙试验研究中，大多在钢板两侧布置单块混凝土板，其尺寸较大，制作运输易产生裂缝，现场施工吊装困难、繁琐，对运输及吊装设备要求很高。为此，考虑将多块混凝土板代替单块混凝土板，提出一种多块混凝土板拼装组合钢板剪力墙，该剪力墙是由周边框架、内藏钢板和两侧外挂多块预制混凝土板组合而成的一种抗侧力构件。设计了2个不同拼装方式组合钢板剪力墙试件和1个传统组合钢板剪力墙试件，进行拟静力试验，通过破坏特征、滞回性能、耗能能力和刚度退化的比较分析，研究多块混凝土板拼装组合钢板剪力墙的抗震性能。

1 试验概况

1.1 试件设计与制作

为了使组合钢板剪力墙的吊装运输及现场拼装更为简单，分别在内藏钢板两侧外挂3块预制混凝土板，并考虑混凝土板横向和竖向两种拼装方式，试验按照1/3缩尺比设计了3个组合钢板剪力墙试件，分别为：用于对比分析的传统组合钢板剪力墙(Composite Steel Plate Shear Wall, CSPSW)，竖向拼装组合钢板剪力墙(Vertical-CSPSW, V-CSPSW)，横向拼装组合钢板剪力墙(H(Hongontal)-CSPSW)。内藏钢板尺寸均为1 200 mm×1 200 mm，Q235B级，厚度均取2 mm。钢板周边框架梁柱均采用Q345B级H型钢，柱截面尺寸为HW200×200×8×12，梁截面尺寸为HM194×150×6×9。内藏钢板与周边框架焊接连接，通过M10普通螺栓将预制混凝土板外挂于内藏钢板两侧。螺栓间距取文献[15]中的临界值，沿板长和宽方向均为200 mm。混凝土板厚度均为50 mm，布置双向双层钢筋，Φ4@80，混凝土保护层厚度7 mm。为防止各预制板间在加载过程中接触压裂，在各预制板间和与周边构件连接部位预留拼缝，分别在预制板与边缘框架间及各预制板间预留60 mm和120 mm宽拼缝。内藏钢板与周边框架采用焊接连接，即在内藏钢板四周边缘部分弯折起90°成槽型，与边缘框架进行搭接焊接，搭接长度为20 mm。试件几何尺寸及构造，如图1所示。

图1 试件几何尺寸及构造(mm)Fig.1 Details of specimens

1.2 材料力学性能

预制混凝土板的混凝土设计等级为C40，在浇筑混凝土板的同时，制作了3个150 mm×150 mm×150 mm立方体试块，与混凝土板试件同等条件下养护，测得混凝土立方体抗压强度平均值为43.2 MPa。

根据金属材料拉伸试验第1部分：室温试验方法：GB/T 228.1—2010[16]、钢及钢产品力学性能试验取样位置及试样制备：GB/T 2975-1998[17]的有关规定进行材性试验，共分4组试样，每组3个试件，各种性能参数取各组试样的平均值，钢材试验实测力学性能结果，如表1所示。

1.3 加载装置与加载制度

使用两台ZB-ZD3000伺服作动器并联一起同步施加水平往复荷载，试验加载装置，如图2所示。所研究的组合钢板剪力墙仅作为抗侧力构件，不考虑其竖向承载能力，因此，试验过程中仅施加水平荷载以考虑地震及风作用等水平荷载的影响。根据建筑抗震试验方法规程: JGJ 101—1996[18]，采用力和位移混合控制加载制度：屈服前采用荷载控制加载，屈服后采用位移控制加载。在荷载控制加载阶段，初始荷载为估算屈服值的50%，并以50 kN为级差，每级循环1次，加载速度为5 kN/s，接近屈服时减小级差，试件整体屈服(试件顶点荷载-位移曲线出现明显的拐点)后改为位移控制加载，以试验测得的0.5倍屈服位移分级加载，为减轻钢材低周疲劳，实际试验中，每级循环2次，直到水平荷载下降至峰值荷载的85%时停止加载。图3为试件加载制度。

表1 钢材实测力学性能

图2 试验加载装置Fig.2 Test setup

1.4 测点布置及量测

在试件上布置应变计，以监测加载过程中内藏钢板及边缘框架梁柱的变形情况。对于试件CSPSW，在内藏钢板四角布置应变花；对于试件V-CSPSW和H-CSPSW，在各预制板间拼缝对应梁腹板处布置应变花。此外，3个试件均在左柱底，右柱底和框架梁加载端翼缘附近布置应变片。其中，试件V-CSPSW应变测点布置如图4(a)所示。位移计的布置如图4(b)所示。在顶梁加载方向西侧设置一个位移计D1，测量顶梁的水平位移；在框架柱高1/2处设置框架平面内和平面外位移计D2和D3，监测框架柱的受力变形情况；为消除地梁发生移动或转动造成对结构整体位移的影响，在加载平面内地梁水平方向设置位移计D4，垂直方向设置位移计D5，监测地梁滑移及翘曲变形情况。对于试件H-CSPSW，试验前数值模拟发现混凝土板与横向拼缝区域产生较大的面外位移，故在其相应位置布置了两个面外位移计以监测其面外变形。试验时，在试件四周安排观测人员，实时观测试件变形、钢材裂缝发展等试验现象，并作标记、记录和拍摄。

图3 加载制度Fig.3 Loading protocal

图4 试验测点布置Fig.4 Arrangement of monitoring points

2 试验现象及破坏特征

2.1 CSPSW试件

随着加载位移的增加，首先在内藏钢板四周发生面外屈曲，接着正向混凝土板左上角出现拉裂破坏，虽然混凝土板角部被拉裂，混凝土板其他位置未出现明显裂纹，不影响混凝土板用于防止内藏钢板面外屈曲的功能。当位移增加至25 mm时，内藏钢板四周预留缝屈服呈波浪形鼓起，面外鼓起约10 mm，随着加载位移的增大，周边预留缝区域的钢板发生越来越多的面外屈曲，同时在周边梁柱腹板区域出现较明显的细密拉痕，由应变片监测数据显示，梁柱腹板未屈服。当位移增加至30 mm时，内藏钢板四周角部附近区域出现拉裂，此时试件达到极限荷载993.9 kN，随后，加载端柱底鼓曲变形，但未见裂缝，由设置在该处的应变片监测数据可知，柱脚已屈服。当位移增加至35 mm时，内藏钢板裂缝宽度更大，并出现贯穿裂缝且延伸至非加载端框架梁，随着一声巨响，似如雷鸣，此时承载力下降至826.4 kN，承载力已下降至极限承载力的85%，试验停止。整个加载过程中，通过设置在1/2柱高面外位移计监测数据可以看出，试验过程中，框架柱未产生较大的面外位移，最大面外位移为4.7 mm，可以认为整个加载过程中，试件平面内承担水平荷载。

试验结束后，卸去两侧外挂混凝土板，试件的破坏形态如图5所示。内藏钢板周边预留缝区域发生了较大的波浪形面外屈曲变形，并在角部区域出现拉裂破坏，而在混凝土板约束区域，内藏钢板较为平整，未出现裂缝。

图5 试件CSPSW的破坏形态Fig.5 Failure pattern of specimen CSPSW

2.2 V-CSPSW试件

随着加载位移的增大，内藏钢板在预制板间竖向拼缝位置首先出现屈曲变形，与CSPSW相比，V-CSPSW试件初始刚度有一定地降低。随着加载位移的进一步增大，内藏钢板在预制板与边缘框架之间拼接缝出现屈曲变形，同时，可以听到内藏钢板与外挂混凝土板接触挤压发生的响声。当位移加载至35 mm时，荷载为954.2 kN(-860.4 kN)，与CSPSW试件不同的是，试件未发生柱脚的破坏，可以进一步进行承载，可见混凝土板分块布置可以减少内藏钢板对周边框架柱产生附加弯矩的不利影响，使具有更好的延性性能。当位移加载至40 mm时，试件达到极限荷载978.3 kN(-881.0 kN)，与CSPSW试件相比，分块布置混凝土板使极限承载力有一定地降低。当位移加载至45 mm时，混凝土板完好，听到钢板撕裂的声音，承载力下降至830.8 kN(-616.9 kN)，承载力已下降至极限承载力的85%，试验停止。整个加载过程中，通过设置在1/2柱高面外位移计监测数据可以看出，试验过程中，框架柱未产生较大的面外位移，最大面外位移为3.5 mm，可以认为整个加载过程中，试件平面内承载水平荷载。

内藏钢板及外挂混凝土板的破坏形态，如图6所示，在预制板间竖向拼缝区域钢板屈曲较为明显，混凝土板与内藏钢板接触界面出现密集的方格网型划痕，最终在与顶梁翼缘相连的内藏钢板出现拉裂破坏，试件呈弯剪破坏形式，破坏过程缓慢，属延性破坏。

图6 试件V-CSPSW的破坏形态Fig.6 Failure pattern of specimen V-CSPSW

2.3 H-CSPSW试件

加载初期，可听到混凝土板与钢板摩擦发出的吱吱声，说明混凝土板已对钢板产生屈曲约束效果。随着加载位移的进一步增大，内藏钢板在横向拼接缝处逐步出现屈曲变形。当位移加载至20 mm时，横向拼缝附近混凝土板发生一定的面外位移，说明相应区域内藏钢板发生了面外屈曲，同时，在预制板与边缘框架拼接缝处，内藏钢板开始出现屈曲变形。当位移加载至30 mm时，内藏钢板出现较大的面外变形，外挂混凝土板随着内藏钢板的鼓起而向外变形，由设置在混凝土板面外方向上的位移计监测可知，混凝土板端部最大面外变形为27.5 mm。位移加载至35 mm时，荷载为892.6 kN(-95.3 kN)，试件可以进一步承载，可见，与CSPSW试件相比，H-CSPSW和V-CSPSW试件均能减少内藏钢板对边框框架柱产生附加弯矩的不利影响，具有更好的延性性能。当位移加载至40 mm时，试件达到极限荷载902.7 kN(-815.4 kN)，与V-CSPSW试件相比，其极限承载力有一定地降低。当位移加载至45 mm时，听到钢板撕裂的声音，此时，承载力下降至738.3 kN(-692.6 kN)，承载力已下降至极限承载力的85%，试验停止。两侧外挂混凝土板加载过程中完好，未出现明显的裂纹及压碎现象。

内藏钢板的破坏形态，如图7所示。在混凝土板约束区域，内藏钢板较为平整，内藏钢板在预制板间横向拼缝附近呈鱼鳞状撕裂破坏，且上部横向拼缝比下部拼缝撕裂更严重，呈现较为明显的剪切型的破坏特征。

图7 试件H-CSPSW的破坏形态Fig.7 Failure pattern of specimen H-CSPSW

3 试验结果及分析

3.1 滞回性能

3.1.1 滞回曲线

图8给出了试件CSPSW、V-CSPSW和H-CSPSW的试验实测水平荷载-位移滞回曲线，试件滞回曲线具有如下特征：

(1) 3个试件的滞回曲线均较为饱满，可见组合钢板剪力墙具有较好的耗能能力。试件H-CSPSW的滞回曲线存在较大的捏缩现象，主要是由于在加载初期，内藏钢板即在预制板间横向拼缝区域发生较大的整体面外屈曲变形，且随着加载位移的进一步增大，内藏钢板在预制板与边缘框架间处拼缝亦发生屈曲变形。可见，分块布置混凝土板可一定程度地降低组合钢板剪力墙的耗能能力，且横向拼装方式组合钢板剪力墙的耗能能力降低明显。

(2) 各个试件的滞回曲线均存在一定的滑移现象，主要原因是在加载过程中，试件与地梁的高强螺栓连接处发生滑移所致，且随着位移的增加，加载梁与试件间的高强螺杆亦有一定滑移，内藏钢板裂缝的张开与闭合及梁端塑性铰的形成导致了滞回曲线的滑移现象。

图8 试件滞回曲线Fig.8 Hysteretic curves of specimens

3.1.2 骨架曲线

延性系数μ根据极限位移Δu与屈服位移Δy之比来计算。其中，极限位移取试件水平承载力下降至峰值荷载的85%时对应的位移，屈服位移根据试件骨架曲线采用能量等效法确定，如图9所示。过荷载-位移骨架曲线上的荷载最大点(图中的“U”点)，作平行于Δ轴的直线；过坐标原点作与骨架曲线和以上直线相交的直线，交点分别为“B”和“C”，使“OAB”和“BCU”的面积相等。过C点作Δ轴的垂线，交骨架曲线为“Y”，则Y点对应的位移为屈服位移，对应的荷载为屈服荷载。图10给出了3个试件的骨架曲线对比图，表2给出了各个试件主要阶段试验结果，由图10和表2可知：

(1) 试件CSPSW加载至35 mm结束，其位移延性系数为1.98，试件V-CSPSW和H-CSPSW可加载至45 mm，其位移延性系数分别为1.87和2.07。可见，横向和竖向两种拼装方式中，竖向拼装组合钢板剪力墙的延性系数略有减小。

(2) 试件V-CSPSW和试件H-CSPSW的屈服荷载分别为786.2 kN和749.2 kN，试件CSPSW的屈服荷载为812.8 kN，三者的初始刚度分别为66.21 kN/mm，54.36 kN/mm和74.95 kN/mm，主要是由于混凝土板分块布置，加载过程中内藏钢板在拼缝处产生屈曲变形使得其初始刚度有一定地降低。可见，分块布置混凝土板降低了组合钢板剪力墙的初始刚度和屈服荷载，相对于试件CSPSW，试件V-CSPSW和试件H-CSPSW的初始刚度分别降低了11.7%和27.5%。

(3) 试件V-CSPSW和试件H-CSPSW的峰值荷载分别为929.7 kN和859.1 kN，试件CSPSW的峰值荷载为935.1 kN，试件V-CSPSW的承载能力与试件CSPSW基本一致，而试件H-CSPSW承载能力降低了8.1%。可知，混凝土板分块构造可以一定程度地削弱组合钢板剪力墙的极限承载力，且横向拼装方式组合钢板剪力墙比竖向拼装方式组合钢板剪力墙的承载能力降低更为明显。

图9 能量等效法Fig.9 Equivalent elasto-plastic energy method

图10 试件骨架曲线Fig.10 Skeleton curves of specimens

试件编号加载方向屈服点Py/kNΔy/mm峰值荷载点Pm/kNΔm/mm极限点Pu/kNΔu/mm位移延性系数μCSPSW推(+)868.216.9993.930844.834.32.03拉(-)757.416.5876.325744.932.11.94平均812.816.7935.127.5794.833.21.98V-CSPSW推(+)840.223.1978.340831.644.71.93拉(-)732.123.5881.040748.942.41.80平均786.223.3929.740790.243.61.87H-CSPSW推(+)800.719.8902.740767.344.22.24拉(-)697.723.4815.440693.144.91.92平均749.221.6859.140730.244.62.07

3.2 耗能能力

构件的耗能能力可反映其在地震荷载作用下吸收和消耗能量的能力，试件的能量耗散能力应以荷载-变形滞回曲线所包围的面积即所耗能量来衡量，其量化指标可用等效黏滞阻尼系数ζeq来衡量，其计算公式为

(1)

式中：S(ABC+ADC)为图11中滞回曲线包围的面积；S(OBE+ODF)为图11中相应三角形OBE和ODF的总面积，相当于弹性应变能。

图11 等效黏滞阻尼系数计算方法Fig.11 Calculative method of equivalent viscous damping coefficient

表3给出了各试件在每个加载位移下第一次循环的耗能情况，由于CSPSW试件加载至35 mm即加载结束，故所计算的累积耗能均为3个试件加载至35 mm(即层间位移角为0.025)时的单循环累积耗能。根据表3的数据，绘制了等效黏滞阻尼系数与加载位移的关系曲线，如图12所示。由图12和表3可知：

(1) 试件V-CSPSW和试件H-CSPSW的单循环累积耗能分别为128 026 kN·mm和100 987 kN·mm，试件CSPSW的单循环累计耗能为135 004 kN·mm，与试件CSPSW相比，试件V-CSPSW和试件H-CSPSW的单循环累计耗能分别降低了5.2%和25.2%，试件V-CSPSW的耗能能力是试件H-CSPSW的1.3倍，可见，分块布置混凝土板，会降低组合钢板剪力墙的耗能能力，两种拼装方式中，竖向拼装组合钢板剪力墙比横向拼装组合钢板剪力墙具有更优越的耗能能力。

(2) 试件CSPSW的等效黏滞阻尼系数随着位移增大而逐渐增加，当位移加载至20 mm时，等效黏滞阻尼系数增加的幅度有所变缓，主要是由于混凝土板角部区域出现了拉裂，内藏钢板开始出现撕裂破坏，相应地，其耗能能力有所降低。

(3) 试件V-CSPSW和试件H-CSPSW的等效黏滞阻尼系数随着加载位移增大呈现先逐渐增加然后回落至一定值再缓慢上升的趋势，当位移加载至25 mm时，等效黏滞阻尼系数增加的幅度有所降低，主要是由于内藏钢板开始出现拉裂破坏，耗能能力有所降低，当位移加载至35 mm时，等效黏滞阻尼系数缓慢上升，主要是由于试件加载位移较大时，内藏钢板塑性变形严重，且此时周边框架梁柱逐渐进入塑性状态，产生能量耗散使试件的耗能能力逐渐增强。同时可以看出，试件V-CSPSW的最大等效黏滞阻尼系数为21.9%，而试件H-CSPSW的最大等效黏滞阻尼系数为18.3%，在整个加载过程中，试件V-CSPSW的等效黏滞阻尼系数比试件H-CSPSW高，说明竖向拼装组合钢板剪力墙比横向拼装组合钢板剪力墙具有更好的耗能效果。

表3 试件的耗能能力

3.3 刚度退化

根据建筑抗震试验方法规程: JGJ 101—1996，试件刚度变化特性可采用割线刚度来表示

(2)

式中：Fi为各级加载循环最大荷载；Δi为各级加载循环最大位移。

计算试件在各级加载循环下的割线刚度Keq，试件刚度退化曲线，如图12所示。由图12可知，整个加载过程中，各个试件的刚度退化较为稳定，未出现刚度的突然下降，说明组合钢板剪力墙具有稳定的抗侧能力。同时可以看出，试件CSPSW的刚度比V-CSPSW和H-CSPSW试件刚度更高，可见，分块布置混凝土板，内藏钢板会在拼接缝区域出现屈曲变形，削弱了组合钢板剪力墙的抗侧刚度。试件H-CSPSW加载至10 mm后，刚度退化明显加剧，主要是由于内藏钢板在预制板间横向拼缝处产生较多的屈曲变形，降低了其抗侧刚

图12 试件等效黏滞阻尼系数Fig.12 The equivalent viscous damping coefficients

度。试件V-CSPSW初始刚度为66.21 kN/mm，破坏时刚度为16.08 kN/mm，刚度损失75.7%，试件刚度退化严重。加载至10 mm后，V-CSPSW和H-CSPSW试件刚度退化率接近，其中试件V-CSPSW的刚度退化相对缓慢(见图13)。可见，两种拼装方式中，竖向拼装组合钢板剪力墙具有较为稳定的刚度，可为结构提供稳定的抗侧能力。