外挂墙板采用耗能连接钢框架结构抗震性能研究

种 迅，朱 东，蒋 庆,3，黄俊旗，冯玉龙，宋 磊

(1. 合肥工业大学土木与水利工程学院，安徽，合肥 230009；2. 土木工程结构与材料安徽省重点实验室，安徽，合肥 230009；3. 新疆农业大学水利与土木工程学院，新疆，乌鲁木齐 830052)

在装配式混凝土框架、框架-剪力墙及内浇外挂等结构中，外墙板常采用预制混凝土外挂墙板。这种构件在欧洲、美国等国家和地区已得到非常广泛的应用，于近年逐渐引入我国[1−4]。外挂墙板与主体结构之间的连接方式是影响结构受力和抗震性能的重要因素。在欧洲针对外挂墙板展开的“Safecladding”研究计划中，将外挂墙板与主体结构间的连接分为整体连接、静定连接和耗能连接三种方式[5−8]。其中，整体连接是指墙板和结构间完全固接的方式。这一方式被认为是最不合理、不经济的连接方式。地震作用下，墙板不是非结构构件，与主体结构间存在较强的相互作用。若设计时未考虑这一相互作用，将会出现连接节点破坏进而墙板掉落的震害。以往的多次地震中也证实了这一点[9−12]。静定的连接方式是指通过合理的连接设计(如在连接角钢上设置长螺栓孔等)，使得墙板可以通过水平滑动或摇摆变形的方式适应主体结构的变形，从而避免二者间的相互作用(如图1所示)。这种连接方式较易实现，但对墙板的变形需求较大。耗能连接则是在静定连接体系中采用耗能装置。这一连接方式可通过耗能装置耗散地震能量，有效减小结构地震反应，从而减小对墙板和结构间连接节点的荷载和位移需求，因此被认为是一种更为合理的连接方式。这种连接方式的可靠性已通过试验研究得到了验证[13−17]。

图1 外挂墙板和主体结构间相对变形模式Fig. 1 Relative deformation modes between cladding panels and main structures

需指出的是，以往的研究主要针对采用横条和竖条外挂墙板的单层装配式混凝土建筑展开。外挂墙板引入我国后，主要用于多、高层建筑，且以跨越整个或半个开间的整间大板为主。主体结构也不仅是混凝土结构，还包括装配式钢结构。此时，已有研究中采用的条板和主体结构间的连接方式不再适用。针对这种情况，本文提出一种适用于钢框架和整间外挂墙板间的耗能连接方式，如图2所示。其中，墙板上部和框架梁间通过连接角钢和高强螺栓进行连接。这一连接节点为承重节点，即墙板自重通过上部节点传递给框架梁。墙板下部和下层框架梁间设置位移型消能装置。地震作用下，墙板和主体结构间产生水平相对滑移变形，消能装置则通过这一变形耗散地震能量。

为研究采用这种墙板与结构间连接方式钢框架的抗震性能，本文设计并制作了3榀缩尺比例为1∶1.5的钢框架试件，其中1榀为作为对比的纯框架试件，另外2榀墙板底部的消能装置分别采用2种不同类型的金属消能器—核心板为X型钢板的消能器(简称X型钢板消能器)和U型钢板消能器。对三榀试件进行了拟静力试验，研究了其水平地震作用下的反应情况和损伤模式以及消能连接对钢框架抗震性能的影响。论文研究成果为这一结构的应用提供了一定的理论依据。

1 含减震外挂墙板钢框架试验试件设计

三榀试验试件设计详图如图2所示。其中，GKJ-1、GKJ-2为含减震外挂墙板的钢框架试件,GKJ-3为作为对比的纯钢框架试件。GKJ-1墙板底部采用X型钢板消能器(图2(a))，而GKJ-2中采用U型钢板消能器(图2(b))。

图2 钢框架试件详图Fig. 2 Details of the test specimens

1.1 钢框架和外挂板设计

三个试件的几何尺寸及构造均相同。钢框架层高为2.4 m、跨度为3.3 m。钢材强度等级为Q345B。方钢管柱规格为□250 mm×250 mm×10 mm，H型钢梁规格为HN250 mm×125 mm×6 mm×9 mm。框架梁与柱采用栓焊连接，即梁翼缘与柱隔板焊接，腹板通过4根10.9级M20螺栓与柱上连接板连接。为了使梁端薄弱截面远离梁柱连接处，从而避免连接焊缝的破坏，在梁上下翼缘处设置了厚8 mm、长150 mm的楔形加强盖板。由于框架为安装外墙板的边框架，框架梁与柱截面外侧平齐。

目前我国的外挂墙板中常采用夹心保温外墙板，但考虑到制作方便，试件GKJ-1和试件GKJ-2中的外挂墙板均采用100 mm厚混凝土墙板，模拟非组合夹心保温墙板中的内叶板。混凝土强度等级采用C35。墙板内竖向和水平分布钢筋均为直径8 mm的HRB400钢筋，间距150 mm。外挂板顶部与钢框架梁间设置2个间距为1800 mm的承重连接节点，其具体构造为：钢框架梁下翼缘与连接角钢的水平肢采用焊接连接，在外挂板每个节点处预埋2个高强螺杆，与连接角钢的竖向肢相连。在墙板底部设置消能器。墙板内预埋了螺栓用内丝套筒，消能器与墙板和基础梁间均采用高强螺栓连接。施工时先安装上部节点，再安装消能器。各高强螺栓均按照我国钢结构设计规范[18]的要求施加预紧力。外挂板与钢框架柱间无任何连接。

1.2 消能器设计

试件所采用的消能器采用等效线性化方法进行设计[19−20]。试件GKJ-1底部设置了一个X型钢板消能器，GKJ-2底部对称设置了2个U型钢板消能器。两种消能器具体构造设计如图3所示。计算得到X型和U型钢板消能器小震下的附加阻尼比分别为6.15%和6.29%。

2 X型和U型钢板消能器拟静力试验

为研究在外挂墙板中设置消能器对钢框架抗震性能的影响，首先采用拟静力试验方法研究了两种类型消能器的受力性能。

2.1 材料特性和加载

2.1.1 材料特性

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

表1 消能器钢材材性试验结果Table 1 Material test results of the steel adopted in the dampers

2.1.2 加载方式

试验加载装置如图4所示。X型和U型钢板消能器试验各1组，每组均有2个相同的试件对称布置，并通过MTS电液伺服作动器施加竖向拉、压荷载。消能器和加载头、夹板间均通过高强摩擦型螺栓连接。

图4 消能器试验加载装置Fig. 4 Test setup of the dampers

试验过程中主要记录试件的位移、荷载以及消能器受力较大部位钢材应变，应变片布置见图3。

试验加载制度见表2。加载分为标准加载和疲劳加载2个阶段。在标准加载阶段采用位移控制加载，每一级目标变形幅值约为上一级的1.4倍[21]。第一级目标变形幅值应小于消能器的屈服变形，因此X型和U型钢板消能器第一级目标变形幅值分别取1 mm和1.5 mm。试验钢框架层高2.4 m，根据我国抗震规范中多、高层钢结构弹塑性层间位移角限值1/50，近似取最大目标变形幅值为50 mm。在疲劳加载阶段，两组消能器均在50 mm位移级别下循环加载30圈[20]。

表2 消能器加载制度Table 2 Loading protocol of the dampers

2.2 试验现象和结果

2.2.1 X型钢板消能器

标准加载阶段，在加载至位移达到3.4 mm时，X型核心板除了截面最狭窄位置外，其余位置处钢材均已达到屈服应变；位移达到26 mm时，核心板由于存在薄膜效应(即核心板受到顶板和底板约束产生拉伸变形)而受拉[22−23]，这一拉力使得连接底座和倒T形夹板的螺栓受到较大的剪力。螺栓在拉、剪复合受力下发生松动，倒T形夹板产生了转动变形(图5(a))和少量水平滑移。此后继续加载，夹板的变形愈发明显，从而一定程度上减小了核心板的薄膜效应。在标准加载阶段，X型钢板消能器没有出现任何破坏现象。

图5 X型钢板消能器试验现象Fig. 5 Test phenomena of the X-shaped steel plate damper

疲劳加载第2圈时，核心板正向加载产生拉伸变形，在反向加载时出现受压屈曲变形(图5(b))。加载至第5圈时，在核心板与焊缝相交处出现一条细纹，此后裂纹进一步开展；加载到第20圈时，一片核心板根部断裂(图5(c))。

2.2.2 U型钢板消能器

标准加载阶段，在加载位移达到2.0 mm时，圆弧段与平直段交界位置处钢材屈服；整个标准加载阶段，U型钢板消能器的变形模式呈较理想的履带式滚动变形；U型钢板消能器未产生裂纹，连接螺栓也未松动。

疲劳加载阶段，消能器的圆弧段形状变得不规则(图6(a))；加载至第10圈时，平台段与圆弧段交界处内侧出现细纹(图6(b))，此后裂纹有所开展；至加载结束，试件未产生其他破坏，表明消能器的疲劳性能较好。

2.2.3 试验结果分析

X型和U型钢板消能器的滞回曲线如图7所示。

图7 消能器荷载-位移滞回曲线Fig. 7 Load-displacement hysteresis curves of the dampers

1) X型钢板消能器

X型钢板消能器标准加载阶段滞回曲线饱满。每个目标位移下的两条加载曲线基本重合，表明试件性能较为稳定。由于核心板的薄膜效应，试件屈服后存在明显的强化现象。疲劳加载阶段，由于X型核心板出现局部屈曲，试件强度也逐渐退化，且加载至最后2圈时，随着局部屈曲越来越严重，承载力退化更加明显。

2) U型钢板消能器

U型钢板消能器标准加载阶段滞回曲线饱满。屈服后存在一定的强化现象，但由于不存在薄膜效应，强化现象没有X型钢板消能器明显。疲劳加载阶段，U型钢板消能器循环加载30圈后，承载力和刚度均无明显退化现象，具有良好的疲劳性能。

两个消能器试件的荷载-位移骨架曲线如图8所示。可以看出，加载至设计位移50 mm时，两种消能器承载力未见下降趋势。

图8 消能器荷载-位移骨架曲线Fig. 8 Load-Displacement Skeleton curves of the dampers

3 钢框架拟静力试验

3.1 材料特性

GKJ-1和GKJ-2的外挂墙板混凝土设计强度等级均为C35。实测立方体抗压强度平均值分别为38.4 MPa和35.8 MPa。钢框架钢材选用Q345B，各部位钢材实测材性试验结果见表3。

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

3.2 加载装置和方案

试验加载装置及测点布置如图9所示。在框架柱顶部施加恒定的竖向轴力N=496 kN，设计轴压比为0.20。试件水平力由MTS作动器施加。水平加载采用荷载-位移混合控制[24]，加载制度如图10所示。试件承载力降低至峰值荷载85%以下或试件破坏时结束试验。

图9 钢框架试验加载装置Fig. 9 Test setup of the steel frames

图10 钢框架加载制度Fig. 10 Loading protocol of the steel frames

试验过程中主要量测钢框架加载点处的水平荷载、位移和消能器的剪切变形。在钢框架梁端、柱端塑性铰区布置了电阻应变片(图9(c))，测量加载过程中的应变情况。消能器中应变片的布置位置与第2节试验相同。试验过程中还观察钢框架和消能器的变形和破坏情况以及外挂墙板的裂缝开展情况等。

3.3 试验现象

3.3.1 试件GKJ-1

1) 钢框架部分：水平荷载达300 kN时，框架梁端加强盖板内侧上翼缘达到屈服，相应的试件顶点水平位移为16.12 mm，层间位移角约为1/149；反向加载至−300 kN时，框架柱底受拉边缘达到屈服，相应的顶点水平位移为−13.65 mm，层间位移角约为1/176；当加载至水平位移60 mm(层间位移角1/40)时，框架梁端翼缘和腹板出现了明显的局部屈曲现象(图11(a))；加载结束后，框架梁端连接焊缝保持完好(图11(b))。

图11 试件GKJ-1钢框架破坏现象Fig. 11 Failure mode of the steel frame in GKJ-1

2) 外挂墙板部分：由于GKJ-1中X型钢板消能器在产生水平剪切变形的过程中，核心板因薄膜效应承受较大的拉力，外挂墙板也承受消能器传来的竖向拉力。加载至水平位移达40 mm时，墙板上部右侧连接节点附近出现1号和2号两条裂缝(图12(a))，裂缝最大宽度为0.04 mm左右。加载至顶点位移为−40 mm时，左侧连接节点处出现3号、4号、5号裂缝(图12(b))，最大宽度0.03 mm左右。加载至水平位移为±60 mm时，1号、5号两条裂缝最大宽度开展到0.06 mm左右。

图12 试件GKJ-1外挂墙板损伤情况Fig. 12 Failure mode of the cladding panel in GKJ-1

3) 外挂板与梁连接节点：加载过程中，连接角钢未出现明显损伤，与框架梁间的连接焊缝也未破坏；由于消能器核心板的薄膜效应，使得墙板承受较大的竖向拉力，加载至60 mm的第3个循环时，左侧角钢与墙板间的一根连接螺栓被剪断，立即停止加载。

4) X型钢板消能器：加载过程中，核心板变形随试件顶点位移逐渐增加，如图13所示。试验结束后，核心板除有明显的残余变形外，未出现其他破坏现象，连接螺栓也未产生松动或滑移，表明所采用的连接构造可靠。

图13 X型钢板消能器水平剪切变形Fig. 13 Shear deformation of the X-shaped steel plate damper

3.3.2 试件GKJ-2

1) 钢框架部分：荷载加载至350 kN时，梁端加强盖板内侧上翼缘和柱底加劲肋顶部截面处受拉边缘相继达到钢材屈服应变，此时顶点位移为17.38 mm，相应的层间位移角约为1/138；当位移加载至60 mm时(层间位移角1/40)，梁端翼缘和腹板屈曲(图14(a))；试验结束时，梁端焊缝仍保持完好(图14(b))。

图14 试件GKJ-2钢框架破坏现象Fig. 14 Failure mode of the steel frame in GKJ-2

2) 混凝土外挂墙板部分：试验过程中墙板保持完好，未出现裂缝。

3) 墙板与梁连接节点：试验过程中连接节点的角钢、连接焊缝及螺栓均未出现破坏。

4) U型钢板消能器：消能器的变形随加载位移的增加而增加，且变形值与试件顶部位移值相差不大。整个加载过程中，消能器产生了较为理想的履带式滚动变形(图15)。整个试验过程中消能器表面未出现裂纹，连接螺栓和预埋件也均未产生破坏，表明所采用的连接构造可靠。

图15 U型钢板消能器水平剪切变形Fig. 15 Shear deformation of the U-shaped steel plate damper

3.3.3 试件GKJ-3

水平荷载达250 kN时，框架梁端加强盖板内侧上翼缘达到屈服，相应的顶点位移为15.07 mm，层间位移角约为1/159；水平荷载为−250 kN时，框架柱底受拉边缘屈服，相应的顶点位移为−15.02 mm，层间位移角约为1/160；当位移增至±40 mm时(层间位移角1/60)，梁端楔形盖板内侧出现了轻微的屈曲变形；当位移增至60 mm(层间位移角为1/40)时，梁端翼缘和腹板屈曲明显(图16(a))。试验结束后，梁端与柱连接的焊缝未出现任何破坏现象(图16(b))。

图16 试件GKJ-3破坏现象Fig. 16 Failure mode of GKJ-3

对比三个试件钢框架部分试验现象可知，三试件均首先在梁端出现塑性铰，之后柱端出现塑性铰，最后梁端翼缘和腹板部分出现屈曲。可见，外挂墙板未改变钢框架本身的损伤模式。

3.4 试验结果分析

3.4.1 滞回曲线

三个试件在力控制加载阶段和加载全过程的荷载-位移关系滞回曲线如图17所示。由图可知：

图17 试件荷载-位移滞回曲线Fig. 17 Load- displacement hysteresis curves of the specimens

1) 在力控制加载阶段，纯钢框架试件GKJ-3处于弹性阶段，滞回环狭窄，基本无耗能能力。而含有外挂板和耗能连接的试件GKJ-1和GKJ-2由于消能器已经开始屈服，滞回环较GKJ-3饱满，试件已经具有一定的耗能能力。

2) 在整个加载过程中，三个试件的滞回曲线均呈梭形，滞回环较为饱满，无捏缩现象。而试件GKJ-1和GKJ-2相对于试件GKJ-3，由于消能器的附加耗能作用，滞回曲线更加饱满，耗能能力更好。

3.4.2 骨架曲线

三个试件的荷载-位移关系骨架曲线如图18所示。由图可知：

图18 水平荷载-位移骨架曲线Fig. 18 Horizontal load- displacement skeleton curves

1) 外挂墙板的存在增加了钢框架的初始刚度。与GKJ-3相比，试件GKJ-1和GKJ-2正反向加载的平均初始刚度增大幅度分别为58.6%和55.6%。

2) 外挂墙板的存在也增加了钢框架的极限承载力。GKJ-1和GKJ-2正反向加载的平均极限承载力增大幅度分别为16.4%和18.3%。

3)根据骨架曲线上极限点和屈服点对应的位移，计算得到三试件正、反两个方向的位移延性系数平均值分别为3.37、3.43和2.96。其中，骨架曲线上的屈服点通过最远点法[25]确定，极限点取试件破坏的时刻。三试件均在加载至60 mm位移级别的第2个循环时，框架梁端翼缘和腹板处出现了明显的局部屈曲，标志着试件破坏。可见，三个试件位移延性系数均在3左右，表现出良好的延性。外挂墙板对钢框架变形能力没有明显影响。此外，三试件的极限层间位移角约为1/40，满足我国《建筑抗震设计规范》[20]规定的钢框架罕遇地震下层间位移角限值的要求。

3.4.3 刚度退化

取两个加载方向荷载与位移绝对值之和的比值作为试件在不同阶段的割线刚度来描述试件刚度退化[24]。图19为三个试件的刚度退化曲线。由图19可见：

图19 刚度退化曲线Fig. 19 Stiffness degradation curves

1) 含外挂墙板的两试件割线刚度在加载初期明显大于纯框架试件。随位移的增加，消能器和框架梁、柱相继达到屈服后，三个试件的刚度差距逐渐减小。

2) 纯框架试件GKJ-3的刚度退化曲线呈两折线。位移较小时刚度降低较慢，框架梁、柱屈服后，刚度降低速度增快。

3) 含外挂墙板的两试件GKJ-1和GKJ-2在位移较小时消能器即达到屈服，试件刚度迅速下降。随位移的增加，消能器完全进入塑性后，刚度降低速度逐渐趋缓。在框架梁、柱屈服后，刚度降低速度又有所增快。

3.4.4 耗能能力

根据图20和式(1)计算试件的耗能系数E[24]。

图20 耗能系数E计算示意图Fig. 20 Calculation diagram of the energy dissipating coefficient E

三试件的耗能系数曲线如图21所示。可见：

图21 耗能系数曲线Fig. 21 Energy dissipating coefficient curves

1) 纯框架试件位移较小时耗能系数近似为零，基本不具备耗能能力。随位移增加，梁、柱相继屈服后，试件耗能系数逐渐增大。

2) 含有外挂板的两试件在位移较小时消能器即屈服，耗能系数也相应开始增加。随位移的增大，消能器完全进入塑性后，耗能系数增加趋于平缓。框架梁、柱屈服后，耗能系数增加速度又有所加快。

3) 含外挂墙板试件的耗能系数始终大于纯框架试件。在最后一级位移级别时，试件GKJ-1、GKJ-2的能量耗散系数分别比GKJ-3增加29.1%和25.5%，表明消能连接对钢框架的耗能能力有较大提高。

4 结论

本文提出一种适用于钢框架和整间外挂墙板间的耗能连接方式。为研究这一连接方式对钢框架抗震性能的影响，对两榀分别采用X型和U型钢板消能器作为消能装置的钢框架和一榀作为对比的纯钢框架试件进行了拟静力试验研究，并对所采用的两种类型消能器进行了拟静力试验研究。主要得到以下结论：

(1) X型钢板消能器在拟静力试验过程中，由于核心板受到顶板和底板的约束，存在薄膜效应，使核心板承受较大的拉力。薄膜效应随倒T形夹板的转动和滑动变形有所释放。

(2) X型钢板消能器标准加载阶段基本保持完好，疲劳加载阶段核心板在根部发生疲劳断裂。

(3) U型钢板消能器疲劳加载阶段仅表面出现轻微的裂纹，疲劳性能更加优越。

(4) 两种消能器滞回环均较为饱满，均存在屈服后强化现象。由于核心板的薄膜效应，X型钢板消能器强化更明显。

(5) 三榀钢框架试件的破坏模式相同，均为框架梁两端和柱根部出现塑性铰，最终由于两端翼缘和腹板出现局部屈曲而破坏。外挂墙板和耗能连接未改变钢框架本身的损伤机制。

(6) 试件GKJ-1中，由于X型钢板消能器在产生水平剪切变形的过程中，核心板因薄膜效应承受较大的拉力，外挂墙板也承受消能器传来的竖向拉力。加载到较大位移时，墙板顶部连接节点附近产生裂缝，且最终一侧螺栓被剪断而破坏。

(7) 试件GKJ-2中，U型钢板消能器的变形较为理想，符合预期履带式滚动变形。加载结束后消能器未出现任何破坏现象，连接件、墙板也未发现任何破坏现象。

(8) 相较于试件GKJ-3，试件GKJ-1和GKJ-2正反向加载的平均初始刚度增大幅度分别为58.6%和55.6%，正、反向加载的平均极限承载力增大幅度分别为16.4%和18.3%，最后一级目标位移时能量耗散系数增大幅度分别为29.1%和25.5%，表明采用耗能连接的外挂墙板对钢框架的初始刚度、承载力和耗能能力均有一定程度的贡献。