李振宇，溫元浩，閆翔宇,2，段 巖，張?zhí)熘?，?艷

(1. 天津大學(xué)建筑工程學(xué)院，天津 300072；2. 天津大學(xué)建筑設(shè)計(jì)規(guī)劃研究總院有限公司，天津 300073)

鋼板剪力墻作為一種高效的抗側(cè)力結(jié)構(gòu)在北美、日本、中國(guó)等國(guó)家地區(qū)得到廣泛運(yùn)用．Thorburn等[1]基于Basler等[2]的理論，首次提出利用對(duì)內(nèi)嵌薄鋼板屈曲后強(qiáng)度，建立了薄鋼板剪力墻承載力計(jì)算方法，隨后薄鋼板剪力墻的屈曲后性能運(yùn)用和研究得到了廣泛開展．為了減小非加勁薄鋼板剪力墻的面外變形，削弱滯回曲線捏縮，學(xué)者們提出了各種形式的新型鋼板剪力墻．郭彥林等[3]系統(tǒng)地分析了內(nèi)嵌鋼板高厚比、肋板剛度比及邊柱剛度對(duì)十字加勁鋼板剪力墻彈性屈曲性能和抗剪承載力的影響．為簡(jiǎn)化鋼板剪力墻設(shè)計(jì)分析，國(guó)內(nèi)外學(xué)者提出了一系列的鋼板剪力墻簡(jiǎn)化設(shè)計(jì)建模方法．Thorburn等[1]、Timler等[4]在“純對(duì)角拉力理論”的基礎(chǔ)上首次提出了鋼板剪力墻的斜拉桿簡(jiǎn)化計(jì)算模型；李然等[5]、Guo等[6-7]、郭蘭慧等[8]提出了混合桿系模型，引入只拉桿與拉壓桿的概念模擬滯回曲線捏縮，針對(duì)不同高厚比的鋼板匹配不同拉壓桿數(shù)量．

已有研究發(fā)現(xiàn)[9-10]：斜交叉加勁肋在提高鋼板墻屈曲荷載和極限承載力、減小面外變形以及避免滯回曲線捏縮現(xiàn)象等方面具有有利效果，本文基于此并結(jié)合鋼板墻的混合桿系簡(jiǎn)化分析模型，提出一種基于軋制型鋼的裝配式新型網(wǎng)格式鋼板剪力墻結(jié)構(gòu)，進(jìn)而通過數(shù)值模擬、模型試驗(yàn)和理論分析，對(duì)該新型網(wǎng)格式鋼板剪力墻的構(gòu)造、承載機(jī)理、抗震性能和設(shè)計(jì)方法等開展深入研究；結(jié)合工程實(shí)際給出內(nèi)嵌型鋼網(wǎng)格布置設(shè)計(jì)建議，為該結(jié)構(gòu)的設(shè)計(jì)提供理論依據(jù)．

1 鋼網(wǎng)格墻結(jié)構(gòu)的提出

目前工程中常見的鋼板墻形式有非加勁薄鋼板剪力墻、加勁鋼板剪力墻、組合鋼板剪力墻和防屈曲鋼板剪力墻等，但也都存在一些不足：①薄鋼板面外剛度較弱，施工過程中易發(fā)生初始變形(見圖1(a))；②非加勁薄鋼板墻在往復(fù)荷載下有明顯的滯回曲線捏縮現(xiàn)象，導(dǎo)致剛度不連續(xù)(見圖1(b))；③加勁薄鋼板剪力墻焊接量大，易出現(xiàn)較大的焊接變形和缺陷(見圖1(c))；④組合鋼板剪力墻和防屈曲鋼板剪力墻節(jié)點(diǎn)及連接構(gòu)造復(fù)雜，鋼板兩側(cè)需支模現(xiàn)澆混凝土或布置預(yù)制混凝土板(見圖1(d))．

圖1 常見鋼板剪力墻缺陷Fig.1 Common steel plate shear wall defects

故針對(duì)上述問題，研發(fā)能適應(yīng)裝配式建筑發(fā)展需要，同時(shí)能夠克服現(xiàn)有鋼板剪力墻在工程應(yīng)用中不足之處的新型鋼板剪力墻體系十分必要．鋼網(wǎng)格墻(grid-shaped steel plate shear wall，GSPSW)(如圖2所示)是基于鋼板剪力墻混合拉桿簡(jiǎn)化分析模型提出的，將傳統(tǒng)薄鋼板以條型鋼構(gòu)件代替，魚尾板與型鋼間設(shè)置定位螺栓，控制型鋼位置及角度；待豎向荷載施加完成后進(jìn)行焊接，發(fā)揮雙側(cè)反對(duì)稱斜置條型鋼構(gòu)件形成“拉壓力帶”抵抗側(cè)向力，可克服現(xiàn)有鋼板墻的上述不足，并能夠減弱豎向荷載對(duì)鋼網(wǎng)格墻性能的不利影響．

圖2 鋼網(wǎng)格墻構(gòu)造示意Fig.2 Structure of the grid-shaped steel plate shear wall

2 試驗(yàn)概況

2.1 試驗(yàn)設(shè)計(jì)

設(shè)計(jì)了兩個(gè)1∶2縮尺的鋼網(wǎng)格墻試件．構(gòu)件形式如圖3(a)所示，參照《鋼板剪力墻技術(shù)規(guī)程》(JGJ/T 380—2015)[11]設(shè)計(jì)構(gòu)件詳細(xì)尺寸見表1，根據(jù)用鋼量近似原則選取軋制型鋼，提出等效高厚比λ′，即鋼網(wǎng)格墻的等效高厚比等于內(nèi)嵌鋼板用鋼量與鋼網(wǎng)格墻條型鋼構(gòu)件用鋼量相當(dāng)?shù)谋′摪寮袅Φ母吆癖?，基于此等效高厚比下的四邊連接鋼板剪力墻邊緣梁柱的慣性矩設(shè)計(jì)要求設(shè)計(jì)邊緣梁柱尺寸．條型鋼構(gòu)件采用正反兩面對(duì)稱布置，試件1為T型鋼鋼網(wǎng)格墻，試件2為槽鋼鋼網(wǎng)格墻，傾斜角度根據(jù)框架梁柱對(duì)角尺寸確定，角度為41°，型鋼基于對(duì)角距離采取均布原則．先通過機(jī)床加工進(jìn)行魚尾板開孔定位，而后將型鋼焊接于魚尾板上控制加工精度．實(shí)際構(gòu)件如圖3(b)所示．

圖3 鋼網(wǎng)格墻試件設(shè)計(jì)及布置Fig.3 Dimensions of the GSPSW

表1 鋼網(wǎng)格墻試件主要構(gòu)件規(guī)格Tab.1 Sizes of the main components of GSPSW

2.2 材性性能試驗(yàn)

鋼網(wǎng)格墻主要部件鋼材性能如表2所示．根據(jù)國(guó)家標(biāo)準(zhǔn)《金屬材料拉伸試驗(yàn) 第1部分：室溫試驗(yàn)方法》(GB/T 228.1—2010)[12]完成了材性試驗(yàn)．

表2 鋼網(wǎng)格墻鋼材性能Tab.2 Steel performance of GSPSW

2.3 加載裝置及加載制度

試驗(yàn)在濱海土木工程結(jié)構(gòu)與安全教育部重點(diǎn)實(shí)驗(yàn)室進(jìn)行．如圖4所示，試件底板通過螺栓固定，與實(shí)驗(yàn)室底梁連接成整體，通過200t水平千斤頂施加低周往復(fù)荷載，在兩側(cè)1.5m高度處設(shè)置矩形鋼管面外約束．以梁端水平千斤頂產(chǎn)生拉(壓)力時(shí)為試件受拉(壓)狀態(tài)，此時(shí)試件側(cè)向位移取正(負(fù))值．

圖4 試驗(yàn)裝置示意Fig.4 Schematic layout of the experimental devices

圖5 低周往復(fù)加載制度Fig.5 Low-cycle reciprocating loading system

試驗(yàn)加載方案根據(jù)《建筑抗震試驗(yàn)規(guī)程》(JGJ/T 101—2015)[13]制定．整個(gè)低周往復(fù)加載制度如圖5所示．預(yù)加載至屈服荷載10%，觀察測(cè)量設(shè)備、加載裝置及保護(hù)措施等無誤后，卸除全部荷載，開始正式加載．正式加載中首先采用荷載控制，以預(yù)估荷載的20%為級(jí)差，忽略彈性加載下的殘余影響，每級(jí)循環(huán)1次，加載至屈服；當(dāng)試件整體屈服后，基于屈服位移Δy倍數(shù)進(jìn)行循環(huán)加載，每級(jí)循環(huán)3次；當(dāng)加載至試件發(fā)生明顯破壞無法繼續(xù)加載或承載力降低至峰值85%，則視為試件破壞，停止加載．

2.4 測(cè)點(diǎn)布置

通過測(cè)量結(jié)構(gòu)整體位移、局部變形、千斤頂推力與試件重要部位應(yīng)變4種數(shù)據(jù)綜合評(píng)定鋼網(wǎng)格墻結(jié)構(gòu)的抗震性能．試驗(yàn)中荷載施加情況通過力傳感器測(cè)得．位移測(cè)點(diǎn)布置如圖6所示，主要測(cè)量鋼網(wǎng)格墻整體側(cè)移、邊緣柱彎曲和型鋼網(wǎng)格面外變形；應(yīng)變片布置如圖7所示，由于鋼網(wǎng)格墻試件結(jié)構(gòu)布置及受力具有對(duì)稱性，故應(yīng)變片單側(cè)布置，沿型鋼軸向布置應(yīng)變片，同時(shí)在邊緣梁柱關(guān)鍵部位布置應(yīng)變片和應(yīng)變花.

圖6 位移測(cè)點(diǎn)布置Fig.6 Arrangement of displacement measuring points

圖7 應(yīng)變測(cè)點(diǎn)布置Fig.7 Arrangement of strain measuring points

3 試驗(yàn)現(xiàn)象及結(jié)果分析

試驗(yàn)開展前，進(jìn)行了試件加工誤差測(cè)量．主要偏差參數(shù)如下： GWG2試件因最初缺陷較大返廠進(jìn)行優(yōu)化，因火焰矯正及切割矯正等工藝問題，造成不影響試驗(yàn)加載的殘余變形，包括型鋼翼緣外張缺陷(圖8(a))、型鋼整體向內(nèi)彎曲缺陷(圖8(b))．

圖8 矯正后GWG2試件殘余缺陷Fig.8 Residual defects of GWG2 after correction

3.1 試件GWG1

GWG1試件預(yù)估屈服荷載為940kN．荷載達(dá)到±600kN前，試件各部位均未出現(xiàn)明顯變形，但在整個(gè)加載過程中伴隨著底板滑移的聲響．當(dāng)荷載達(dá)到±960kN時(shí)，根據(jù)荷載-位移曲線斜率變緩判定GWG1試件結(jié)構(gòu)整體達(dá)到屈服，根據(jù)端部位移及底板位移之差確定屈服位移為Δ=7.43mm ．

而后進(jìn)行位移控制滯回加載，持續(xù)加載1Δ= ± 7.43mm (層間位移角1/201)3圈．第1圈循環(huán)加載中，中部型鋼荷載回零后出現(xiàn)明顯殘余面內(nèi)變形無法恢復(fù)，其余T型鋼構(gòu)件也出現(xiàn)了明顯的局部屈曲．第2、3圈循環(huán)過程中，內(nèi)嵌型鋼網(wǎng)格面內(nèi)屈曲增大，并逐步向兩側(cè)魚尾板擴(kuò)展，因第1次循環(huán)殘余變形的積累，承載力峰值逐次下降．在此階段，因受壓時(shí)T型鋼構(gòu)件出現(xiàn)了網(wǎng)格內(nèi)屈曲變形，但鋼網(wǎng)格整體面外變形不大，故其腹板并未產(chǎn)生過大屈曲．該級(jí)加載抗拉峰值為1019.85kN(第1圈)，抗壓峰值為960.03kN(第1圈)．

位移為2Δ=± 14.86mm (層間位移角1/101)階段，T型鋼構(gòu)件受壓狀態(tài)下均出現(xiàn)明顯的面內(nèi)變形，一級(jí)屈服加載過程中型鋼網(wǎng)格已屈服部位再次受壓出現(xiàn)嚴(yán)重彎折．在此階段，受拉狀態(tài)下T型鋼腹板及大部分翼緣應(yīng)變持續(xù)發(fā)展；其中受壓狀態(tài)下中部型鋼屈曲變形過大，46號(hào)(中部腹板)及47號(hào)(中部翼緣)應(yīng)變片出現(xiàn)失效．該級(jí)加載抗拉峰值為1234.83kN(第3圈)，抗壓峰值為1260.68kN(第3圈)．

位移為3Δ= ± 22.29mm (層間位移角1/67)階段，第1圈循環(huán)過程中，受壓時(shí)出現(xiàn)明顯彎折的T型鋼構(gòu)件翼緣部分出現(xiàn)明顯的鋼材裂紋．第2圈循環(huán)過程中，型鋼構(gòu)件與魚尾板連接處出現(xiàn)局部裂縫．第3圈循環(huán)過程中，上次循環(huán)中產(chǎn)生的局部裂縫擴(kuò)張，T型鋼在由壓轉(zhuǎn)拉的過程中已無法回直，T型鋼變形較大處截面緊縮．在此階段，受拉狀態(tài)下T型鋼中部應(yīng)變明顯下降，表明上一循環(huán)型鋼受壓階段的殘余應(yīng)變無法完全恢復(fù)．受壓狀態(tài)下，T型鋼腹板處應(yīng)變片出現(xiàn)大量失效，因第1次循環(huán)殘余變形的積累，承載力峰值逐次下降．該級(jí)加載抗拉峰值為1294.65kN(第1圈)，抗壓峰值為1302.01kN(第1圈)．

加載至位移達(dá)到4Δ= ± 29.72mm (層間位移角1/30)階段，第1圈循環(huán)過程中，試件承載力未出現(xiàn)驟降現(xiàn)象，開裂處持續(xù)延展．因大量的型鋼變形及拉裂導(dǎo)致應(yīng)力重分布(圖9(a))，T型鋼中部腹板及翼緣處彎折應(yīng)變出現(xiàn)突變(圖9(b))，有下降現(xiàn)象及失效現(xiàn)象的出現(xiàn)．受拉型鋼腹板和翼緣在受拉狀態(tài)下的應(yīng)變趨勢(shì)也受到了另一側(cè)受壓型鋼應(yīng)力重分布的影響，在第2圈正向加載到位移為25.34mm時(shí)，T型鋼與魚尾板連接處多處拉斷(圖9(c))，魚尾板連接處拉裂(如圖9(d))，試件的承載力驟降，試件破壞，終止試驗(yàn)．

圖9 試件GWG1破壞特征Fig.9 Failure phenomenon of GWG1

3.2 試件GWG2

GWG2試件預(yù)估屈服荷載為1060kN．加載機(jī)制類比GWG1試件．正式加載階段首先采用荷載控制，單級(jí)循環(huán)次數(shù)為1，前期荷載增量為200kN，當(dāng)峰值達(dá)到±800kN后，將荷載增量下調(diào)至100kN，經(jīng)過4級(jí)加載至1178.29kN，依據(jù)荷載-位移曲線斜率變化判定此時(shí)試件結(jié)構(gòu)整體屈服，確定屈服位移為Δ=13.67mm (層間位移角1/109)．從±13.67mm開始，每級(jí)荷載增量為13.67mm，每級(jí)往復(fù)加載3圈，當(dāng)加載達(dá)到2Δ=27.34mm(層間位移角1/50)時(shí)，發(fā)現(xiàn)推力作用下發(fā)生明顯扭轉(zhuǎn)，故第2、3圈推力加載時(shí)位移控制Δ3′= - 20.00mm．

荷載達(dá)到±600kN前，試件各部位均未出現(xiàn)明顯變形，但在整個(gè)加載過程中伴隨著底板滑移的聲響．也可以看出此前型鋼構(gòu)件基本處于彈性階段，并未出現(xiàn)由屈服引起的不可恢復(fù)變形．當(dāng)荷載達(dá)到±800kN時(shí)，槽鋼受拉時(shí)腹板開始屈服，中部槽鋼受壓時(shí)出現(xiàn)局部屈曲．當(dāng)荷載達(dá)到±1198.58kN時(shí)，根據(jù)荷載-位移曲線斜率變緩判定GWG2試件結(jié)構(gòu)整體達(dá)到屈服，確定屈服位移Δ=13.67mm ，此后改為屈服位移控制加載．

而后進(jìn)行位移控制滯回加載，持續(xù)加載1Δ=± 13.67mm(層間位移角1/109)3圈．第1圈循環(huán)加載中，中部型鋼荷載回零后出現(xiàn)明顯殘余面外變形無法恢復(fù)，其余槽鋼構(gòu)件也出現(xiàn)了明顯的局部屈曲．第2、3圈循環(huán)過程中，因第1次循環(huán)殘余變形的積累，承載力峰值逐次下降．在此階段，受壓時(shí)槽鋼構(gòu)件出現(xiàn)了面外屈曲變形，但鋼網(wǎng)格整體面外變形不大，故其腹板并未產(chǎn)生過大屈曲．受壓槽鋼構(gòu)件均出現(xiàn)明顯的面外變形，槽鋼構(gòu)件多處翼緣腹板出現(xiàn)局部屈曲，屈服加載過程中型鋼網(wǎng)格翼緣已屈服部位再次受壓出現(xiàn)嚴(yán)重彎折．在此階段，受壓狀態(tài)下槽鋼腹板及大部分翼緣應(yīng)變持續(xù)發(fā)展；其中受壓狀態(tài)下中部型鋼屈曲變形過大應(yīng)變片出現(xiàn)失效，存在型鋼因初始缺陷及變形積累面外變形為負(fù)向．該級(jí)加載抗拉峰值為1198.58kN(第1圈)，抗壓峰值為-1304.79kN(第1圈)．

位移為2Δ= ± 27.34mm (層間位移角1/55)階段，內(nèi)嵌型鋼網(wǎng)格受壓時(shí)整體變形繼續(xù)增大．第1圈循環(huán)過程中，受壓時(shí)出現(xiàn)明顯彎折的槽鋼鋼構(gòu)件翼緣部分出現(xiàn)明顯的鋼材裂紋，槽鋼構(gòu)件與魚尾板連接處出現(xiàn)扭折，槽鋼面外變形較大處翼緣兩側(cè)向外擴(kuò)張．在這一圈加載中發(fā)現(xiàn)加載端發(fā)生側(cè)向扭轉(zhuǎn)，分析原因如下：加載端柱切割補(bǔ)焊后焊縫強(qiáng)度不夠且左右焊縫高度不一致，導(dǎo)致框架柱從柱中發(fā)生側(cè)傾，基于試件GWG1試件試驗(yàn)經(jīng)驗(yàn)，控制推力加載幅度，即第2、3圈推力加載位移控制限制為Δ3′= - 20.00mm ．第2圈循環(huán)過程中，型鋼構(gòu)件端部腹板處出現(xiàn)局部裂縫，魚尾板焊接處出現(xiàn)裂縫．第3圈循環(huán)過程中，上次循環(huán)中產(chǎn)生的局部裂縫擴(kuò)張，槽鋼在由壓轉(zhuǎn)拉的過程中已無法回直，槽鋼變形較大處翼緣已經(jīng)完全翹屈．在此階段，受壓狀態(tài)下槽鋼應(yīng)變片因變形過大基本全面失效，因循環(huán)加載殘余變形的積累，承載力峰值逐次下降．該級(jí)加載抗拉峰值為1296.43kN(第1圈)，抗壓峰值為1410.02kN(第1圈)．

圖10 試件GWG2破壞特征Fig.10 Failure phenomenon of GWG2

位移為3Δ= ± 40.01mm (層間位移角1/38)階段，第1圈拉力加載過程中，試件承載力未出現(xiàn)驟降現(xiàn)象．槽鋼翼緣初始缺陷導(dǎo)致該處截面削弱，在往復(fù)荷載作用下出現(xiàn)槽鋼腹板開裂(圖10(b))；型鋼變形及拉裂導(dǎo)致應(yīng)力重分布，槽鋼腹板及翼緣處應(yīng)變出現(xiàn)突變，應(yīng)變片大部分失效；槽鋼整體向內(nèi)彎曲初始缺陷導(dǎo)致試驗(yàn)試件條型鋼出現(xiàn)反向向內(nèi)彎折(圖10(c))；受拉側(cè)柱腳加強(qiáng)板焊縫拉裂．壓力加載過程中，由于加載端扭轉(zhuǎn)加大，使千斤頂加載螺桿受彎破壞，終止試驗(yàn)，試件終止整體效果如圖10(d)所示．

3.3 試驗(yàn)結(jié)果及分析

3.3.1 邊緣柱變形分析

依據(jù)鋼網(wǎng)格墻結(jié)構(gòu)布置及受力的反對(duì)稱性，僅給出了試件GWG1、GWG2右側(cè)框架柱在循環(huán)加載過程中的變形，如圖11所示．發(fā)現(xiàn)試件受拉狀態(tài)下，右側(cè)框架柱曲線較左側(cè)內(nèi)凹，即柱呈剪切型變形；試件受壓狀態(tài)下，右側(cè)框架柱曲線較左側(cè)外凸，即柱呈彎曲型變形．分析邊緣柱因內(nèi)嵌型鋼網(wǎng)格作用而出現(xiàn)加載過程中向墻內(nèi)收縮變形的原因主要如下：未屈服時(shí)，內(nèi)嵌型鋼網(wǎng)格拉壓力帶同時(shí)作用對(duì)邊緣柱變形影響不大，但柱腳對(duì)于底部和中部邊緣柱的約束作用，造成邊緣柱向墻內(nèi)較小的收縮變形；鋼網(wǎng)格墻屈服后，受壓側(cè)型鋼因屈曲效應(yīng)承載力下降，受拉側(cè)提供主要抗側(cè)力的同時(shí)對(duì)于兩側(cè)框架柱有拉力作用，加之柱腳對(duì)于底部和中部邊緣柱的約束作用，造成邊緣柱向墻內(nèi)明顯地收縮變形．

圖11 GWG1和GWG2試件右柱變形Fig.11 Deformation diagram of the right column of GWG1 and GWG2

3.3.2 滯回曲線

通過2個(gè)試件的滯回曲線(圖12)可以看出，在屈服前的力控制階段，加卸載曲線表現(xiàn)為彈性，基本不形成滯回環(huán)消耗能量．在屈服后的位移控制階段，隨著梁端側(cè)向加載位移增大導(dǎo)致條形型鋼構(gòu)件塑性發(fā)展，中部型鋼網(wǎng)格達(dá)到塑性的部位逐漸增多，滯回曲線包圍的面積增大，耗能開始出現(xiàn)并增大．2個(gè)試件的滯回曲線均為較飽滿的梭形，無明顯捏縮．對(duì)比滯回曲線和骨架曲線：GWG1試件由于T型鋼截面更合理，在加載過程中未出現(xiàn)因局部屈曲而造成的試件過早地彎折，初始剛度及極限承載力均較大.GWG2試件因槽鋼腹板過薄，加載過程中出現(xiàn)了腹板開裂及型鋼件彎折的現(xiàn)象，由于翼緣較厚，慣性矩較大，其屈服發(fā)生較晚，屈服荷載及屈服位移均較大.

圖12 試件滯回曲線Fig.12 Hysteretic curve of the specimens

3.3.3 骨架曲線

根據(jù)《JGJ/T 101—2015 建筑抗震試驗(yàn)規(guī)程》[13]，將滯回曲線的各加載級(jí)峰值點(diǎn)相連，可以得到荷載-位移骨架曲線，如圖13所示，可以反映加載時(shí)試件變形與受力之間的關(guān)系．通過骨架曲線可以確定試件的屈服點(diǎn)、峰值點(diǎn)和極限點(diǎn)．屈服點(diǎn)從骨架曲線按“最遠(yuǎn)點(diǎn)法”確定[14]，極限點(diǎn)取承載力已下降至峰值點(diǎn)承載力85%位置處，鋼網(wǎng)格墻試件抗震性能指標(biāo)見表3．分析數(shù)據(jù)發(fā)現(xiàn)，近乎同等用鋼量情況下，采用T型鋼的試件GWG1滯回性能明顯優(yōu)于采用槽鋼的試件GWG2．

圖13 試件骨架曲線Fig.13 Skeleton curve of the specimens

表3 試件滯回性能Tab.3 Hysteretic performance of the specimens

3.3.4 強(qiáng)度退化和剛度退化對(duì)比

圖14及圖15分別給出了試件剛度退化曲線及試件強(qiáng)度退化曲線．3個(gè)試件都表現(xiàn)出了明顯的剛度退化的特性，但GWG1試件具有更高的前期割線剛度，即T型鋼鋼網(wǎng)格墻能夠提供更好的抗側(cè)剛度．

圖14 試件割線剛度退化曲線Fig.14 Loop line stiffness of the specimens

圖15 試件強(qiáng)度退化曲線Fig.15 Intensity degradation rate of the specimens

試件GWG1、GWG2強(qiáng)度退化均不小于0.92，表明鋼網(wǎng)格墻在往復(fù)水平荷載作用下強(qiáng)度退化不明顯，保持了較穩(wěn)定的承載能力；同時(shí)相對(duì)來說GWG1試件強(qiáng)度退化系數(shù)較GWG2試件更大，意味著T型鋼鋼網(wǎng)格墻在地震作用中具有更強(qiáng)大的耗能能力．

3.3.5 結(jié)構(gòu)耗能能力對(duì)比

鋼網(wǎng)格墻荷載-位移滯回曲線越飽滿、包圍面積越大，意味著其在水平力(地震和風(fēng))作用下可以消耗更多的能量，抗震性能更好．表4為GWG1和GWG2試件的耗能能力，圖16為試件能量耗散系數(shù)曲線．

表4 試件耗能能力Tab.4 Cyclic energy dissipation of the specimens

對(duì)比圖表數(shù)據(jù)可知，鋼網(wǎng)格墻耗能系數(shù)隨著位移加載不斷增大，其中GWG2試件因屈服位移較大，耗散系數(shù)初始較高；后期試件GWG1、GWG2耗能系數(shù)差距不大．

綜上，在用鋼量相似的前提下，對(duì)比T型鋼和槽鋼兩種不同的鋼網(wǎng)格墻發(fā)現(xiàn)：T型鋼鋼網(wǎng)格墻由于型鋼截面面積較大且腹板翼緣厚度分配更合理，其剛度、承載能力及耗能能力等抗側(cè)指標(biāo)更優(yōu)，變形能力及延性兩者接近；槽鋼鋼網(wǎng)格墻由于槽鋼腹板過薄，往復(fù)加載過程中會(huì)出現(xiàn)腹板開裂，相對(duì)抗震性能較差.

圖16 試件能量耗散系數(shù)Fig.16 Energy dissipation coefficient of the specimens

4 鋼網(wǎng)格墻結(jié)構(gòu)有限元分析

4.1 有限元模型建立

采用ABAQUS軟件建立有限元模型(如圖17所示)，邊緣梁柱單元采用S4R殼單元，網(wǎng)格尺寸為25mm；魚尾板及中部條形鋼構(gòu)件則均采用C3D8R實(shí)體單元，網(wǎng)格尺寸為16.5mm．為簡(jiǎn)化模型和提高計(jì)算效率，忽略焊接殘余應(yīng)力及殘余變形因素的影響，使用“TIE”命令將兩側(cè)等強(qiáng)綁定連接，已有研究表明這種簡(jiǎn)化方式對(duì)數(shù)值模擬結(jié)果幾乎沒有影響[14]；魚尾板與條形鋼構(gòu)件連接處螺栓僅起定位作用，故在模型中簡(jiǎn)化忽略；與試驗(yàn)約束情況相同，底部剛接及兩側(cè)1.5m高度處設(shè)置側(cè)向平動(dòng)約束．梁上荷載直接按壓力面荷載加載于梁上；為模擬側(cè)向加載端，在模型側(cè)面加載處建立參考點(diǎn)，通過加載耦合點(diǎn)施加反對(duì)稱的循環(huán)往復(fù)荷載．鋼結(jié)構(gòu)計(jì)算分析中認(rèn)為彈性階段荷載無結(jié)構(gòu)損耗，基于此簡(jiǎn)化有限元模型的加載過程分析步，加載全程均采用位移控制．

圖17 鋼網(wǎng)格墻有限元模型Fig.17 Finite element analysis model of GSPSW

4.2 有限元結(jié)果分析

4.2.1 破壞特征

圖18為鋼網(wǎng)格墻試件試驗(yàn)和有限元模型變形對(duì)比．有限元模擬的鋼網(wǎng)格墻模型變形特征與試驗(yàn)中實(shí)際現(xiàn)象基本吻合，均出現(xiàn)內(nèi)嵌鋼網(wǎng)格的面內(nèi)屈曲，且出現(xiàn)應(yīng)力極值點(diǎn)位置與實(shí)際試件變形破壞相符．

圖18 試驗(yàn)和有限元模型變形對(duì)比Fig.18 Test-finite element deformation comparison

4.2.2 滯回性能和峰值荷載對(duì)比

圖19為有限元模型與GWG1、GWG2實(shí)際試驗(yàn)所得的滯回曲線對(duì)比，GWG試件試驗(yàn)和有限元滯回峰值荷載的對(duì)比結(jié)果如表5所示．由圖19和表5可知，模擬中的初始剛度及峰值荷載接近實(shí)際情況.GWG1試件有限元模擬的峰值荷載最大誤差為9%，GWG2試件由于初始缺陷較大其有限元模擬的峰值荷載最大誤差為13%．綜上，本文提出的鋼網(wǎng)格墻有限元建模分析方法可以較準(zhǔn)確地模擬其在低周往復(fù)荷載下的力學(xué)性能．

圖19 試驗(yàn)和有限元滯回曲線對(duì)比Fig.19 Test-Finite element hysteresis curve comparison

表5 試驗(yàn)和有限元峰值荷載對(duì)比Tab.5 Test-finite element peak load comparison

4.2.3 抗側(cè)力及耗能分配分析

本試驗(yàn)中試件邊緣框架節(jié)點(diǎn)及柱腳均為剛性連接，在往復(fù)荷載作用下梁柱節(jié)點(diǎn)及柱腳參與抵抗側(cè)力及耗能．為界定內(nèi)嵌型鋼網(wǎng)格的抗側(cè)貢獻(xiàn)，提取有限元模型底部魚尾板處的剪力合力，可以計(jì)算得到內(nèi)嵌型鋼網(wǎng)格抗側(cè)力及耗能的占比[15]，如表6所示．由表6可知，鋼網(wǎng)格墻與H型鋼框架有良好的協(xié)同性；內(nèi)嵌鋼網(wǎng)格能夠較好地參與結(jié)構(gòu)抗側(cè)及耗能，對(duì)結(jié)構(gòu)主體在側(cè)向力作用下有一定保護(hù)作用；前期耗能主要由內(nèi)嵌鋼網(wǎng)格提供，隨著型鋼殘余變形及受壓屈曲鋼網(wǎng)格耗能占比逐漸減?。?/p>

表6 內(nèi)嵌鋼網(wǎng)格剪力及耗能占比Tab.6 Shear force and energy consumption ratio of the steel grid

5 基于工程實(shí)際的型鋼網(wǎng)格布置優(yōu)化

低周往復(fù)試驗(yàn)及有限元分析中5條T型鋼鋼網(wǎng)格墻具備良好的滯回性能及簡(jiǎn)潔的布置形式，適宜工程推廣，鋼網(wǎng)格墻結(jié)構(gòu)優(yōu)化布置在此基本構(gòu)成基礎(chǔ)上進(jìn)行．為鋼網(wǎng)格墻實(shí)際工程運(yùn)用的合理及高效，在已有研究成果和部分工程實(shí)踐的基礎(chǔ)上，結(jié)合天津、蘭州等地工程實(shí)際情況特別是鋼結(jié)構(gòu)住宅建筑的常用戶型平面布置，總結(jié)提煉出住宅建筑中常用剪力墻的高度和寬度等尺寸范圍，以墻體外輪廓尺寸為主變量，進(jìn)行普適鋼網(wǎng)格墻布置優(yōu)化．考慮型鋼與魚尾板連接處采用四面圍焊，為保證焊接質(zhì)量及魚尾板強(qiáng)度，提出了兩側(cè)型鋼魚尾板連接處互不干擾原則(圖20(a))；考慮到鋼框架梁柱節(jié)點(diǎn)構(gòu)造復(fù)雜，應(yīng)盡量避免型鋼延長(zhǎng)線通過節(jié)點(diǎn)區(qū)域，調(diào)研中剪力墻墻體高寬比均小于1.0，為盡量使型鋼趨近于45°承載，將中部型鋼端部固定于橫向魚尾板上，并提出了最小水平角距及最小豎直角距概念(圖20(b))；鋼網(wǎng)格布置需避免分布不合理產(chǎn)生類集中荷載對(duì)梁柱產(chǎn)生不利影響，需均勻高效布置，實(shí)現(xiàn)保護(hù)梁柱并提高實(shí)際耗能功效，故提出均布約束準(zhǔn)則．

圖20 鋼網(wǎng)格墻優(yōu)化布置原則Fig.20 Principles for an optimal layout of GSPSW

鋼網(wǎng)格墻具有兩側(cè)對(duì)稱性及同側(cè)型鋼等距特性，當(dāng)最小水平角距及型鋼凈距確定時(shí)，鋼網(wǎng)格布置確定．為推導(dǎo)合理鋼網(wǎng)格布置公式引入以下參數(shù)(圖21，單位：mm)：L為墻寬；H為墻高；a為橫向角距；h1為第1豎直角距；h2為第2豎直角距；L1為第1水平中心距；L2為第2水平中心距；θ為型鋼水平傾角；d為型鋼凈距；dlx為型鋼最小水平距；dly為型鋼最小豎直距；Ch為豎直密布差值．

根據(jù)兩側(cè)型鋼魚尾板連接處互不干擾原則可得約束關(guān)系式．因型鋼與魚尾板連接處采用四面圍焊，型鋼與魚尾板端部焊接需避免兩側(cè)型鋼重疊無法施焊，同時(shí)兩側(cè)型鋼焊接錯(cuò)位保證魚尾板強(qiáng)度．基于現(xiàn)有工程實(shí)際經(jīng)驗(yàn)及焊接需求，足尺鋼網(wǎng)格墻中取T型鋼翼緣及魚尾板寬度均為200mm、傾斜角45°，給出建議最小型鋼水平距dlx及豎直距dly(單位：mm)：

當(dāng)內(nèi)嵌型鋼分布不合理時(shí)，將產(chǎn)生類集中荷載，對(duì)梁柱承載產(chǎn)生不利影響，需均勻高效布置內(nèi)嵌型鋼同時(shí)應(yīng)規(guī)避梁柱節(jié)點(diǎn)，實(shí)現(xiàn)保護(hù)梁柱并提高實(shí)際耗能功效，給出建議密布差值Ch及最小水平角距a(單位：mm)：

圖21 鋼網(wǎng)格布置參數(shù)示意Fig.21 Schematic diagram of GSPSW

基于鋼網(wǎng)格墻內(nèi)嵌型鋼網(wǎng)格布置的反對(duì)稱性，參考均布約束準(zhǔn)則和梁柱節(jié)點(diǎn)保護(hù)原則可得鋼網(wǎng)格墻布置約束關(guān)系式．

首先依據(jù)式(1)推導(dǎo)得到型鋼凈距約束式為

而后依據(jù)式(2)推導(dǎo)得到型鋼凈距約束式為

而后依據(jù)式(3)推導(dǎo)得到型鋼凈距約束式為

根據(jù)計(jì)算驗(yàn)證，可在式(4)～(7)聯(lián)立約束下，通過調(diào)大最小水平角距a值找到網(wǎng)格凈距取值區(qū)間d，從而完成合理的鋼網(wǎng)格墻布置．

例：天津某住宅建筑中剪力墻布置要求為墻高2700mm，跨度3200mm．依據(jù)式(4)～(7)調(diào)整最小水平角距a，可得當(dāng) a≥ 354mm 時(shí)，659.40mm≤d≤ 659.49mm 有解，若增大水平角距a值，型鋼凈距d值閾值范圍變廣，即存在合理高效的鋼網(wǎng)格墻布置形式．

6 結(jié) 論

為研究鋼網(wǎng)格墻結(jié)構(gòu)的抗震性能及屈服破壞機(jī)制，對(duì)T型鋼鋼網(wǎng)格墻和槽鋼鋼網(wǎng)格墻試件開展了低周往復(fù)試驗(yàn)和數(shù)值模擬，同時(shí)結(jié)合工程實(shí)際給出內(nèi)嵌型鋼網(wǎng)格布置優(yōu)化設(shè)計(jì)建議，得到以下結(jié)論．

(1) 低周往復(fù)荷載作用下，鋼網(wǎng)格墻試件的破壞模式均為內(nèi)嵌型鋼網(wǎng)格往復(fù)彎折造成的其與魚尾板連接處開裂破壞，同時(shí)單根型鋼構(gòu)件破壞并不意味著失去承載力，其余型鋼仍可繼續(xù)承載．

(2) 鋼網(wǎng)格墻滯回曲線呈現(xiàn)飽滿梭形，包圍面積大，耗能能力良好．

(3) 對(duì)比T型鋼鋼網(wǎng)格墻和槽鋼鋼網(wǎng)格墻兩種不同的形式抗震性能發(fā)現(xiàn)：T型鋼鋼網(wǎng)格墻相較于槽鋼鋼網(wǎng)格墻，由于T型鋼截面面積較大且腹板翼緣厚度分配更合理，其環(huán)線剛度、承載能力及耗能能力等抗震指標(biāo)相對(duì)更優(yōu)，變形能力及延性兩者接近．

(4) 通過對(duì)所建立的有限元分析模型施加相同的位移控制荷載，經(jīng)過試驗(yàn)與有限元結(jié)果比對(duì)，證明本文提出的鋼網(wǎng)格墻有限元建模分析方法可以較準(zhǔn)確地模擬其低周往復(fù)荷載下的力學(xué)性能．

(5) 基于實(shí)際工程及試驗(yàn)結(jié)果，進(jìn)行了普適鋼網(wǎng)格墻布置優(yōu)化，避免布置不合理產(chǎn)生類集中荷載對(duì)梁柱的不利影響的同時(shí)方便施工，得到了型鋼凈距約束公式，可通過調(diào)整最小水平角距匹配實(shí)現(xiàn)合理的鋼網(wǎng)格墻布置．