褚云朋 鐘 燕 伏金蓉 侯鴻杰

(西南科技大學土木工程與建筑學院 四川綿陽 621010)

冷彎薄壁型鋼組合墻體裝配時樓層連接處構(gòu)造不連續(xù)，地震作用下易發(fā)生墻體錯位開裂、自攻螺釘脫落等現(xiàn)象。因樓層梁寬肢薄壁，在外載作用下易造成梁局部壓曲破壞。同時地震作用隨結(jié)構(gòu)高度增加而增大，對墻體連接處性能要求提高。墻體構(gòu)造不連續(xù)易使電梯間沿樓層高度上缺少支撐，空間整體剛度差，成為抗震薄弱部位，故樓層連接處抗剪性能成為結(jié)構(gòu)整體承載的關鍵。

墻體易于實現(xiàn)模塊化，與輕鋼框架可形成混合結(jié)構(gòu)體系，二者結(jié)合提高使用功能，同時具有很好的裝配性?；旌辖Y(jié)構(gòu)中因墻體龍骨寬肢薄壁，龍骨板厚低于2 mm，直接使用高強螺栓連接二者，易造成骨架板件的拉裂或局部擠壓破壞，也易造成螺栓預緊力損失，難以發(fā)揮其高強性能，無法達到兩種結(jié)構(gòu)協(xié)同抗力目的，影響混合結(jié)構(gòu)整體性能。

筆者依據(jù)已有規(guī)范[1]給出的連接構(gòu)造，提出既能增強兩者間連接能力，又能提高墻體層間抗破壞能力的加強部件，見發(fā)明專利[2]。已有研究表明，增設層間加強部件相較于不增設，層間位移角更易滿足規(guī)范限值要求，抗震性能提高明顯[3]。層間加強部件起到樓層間重要傳力媒介作用，故對部件豎向承載能力及耗能要求較高，需通過豎向承壓試驗及水平加載模擬獲得部件豎向承載能力及耗能能力，進而根據(jù)抗震性能選定加強部件類型。

Pushover分析可通過能力譜法確定結(jié)構(gòu)在彈塑性階段的抗震性能。地震作用下可依據(jù)能量原理建立評價結(jié)構(gòu)抗震性能的標準，并完成對結(jié)構(gòu)損傷狀態(tài)判別[4]。本文對加入層間加強部件的4～6層結(jié)構(gòu)進行7～9度地震作用下基于振型和加速度的Pushover分析，獲得多層結(jié)構(gòu)的抗震性能。

1 層間加強部件

根據(jù)已有層間加強方法[5]，筆者提出圖1所示的改進型連接部件。部件長寬為600 mm×200 mm，高度與樓層梁等高；水平及斜向桿件均采用半徑為8 mm的HRB335級鋼筋；采用板厚10 mm的Q235B級鋼。桁架在縱向不加耗能鋼板，斜向相交處采用對接焊縫連接，用符號GHJ表示；含鋼板的空間桁架在其縱向加耗能板，用符號GHJB表示。試件主要參數(shù)見表1。

圖1 試件模型Fig.1 Specimen model

表1 試件參數(shù)Table 1 Parameters of the specimen

2 加強部件試驗

已有研究[6]表明：層間加強部件在彈性階段主要起到提高結(jié)構(gòu)豎向及水平抗側(cè)剛度的作用，避免樓層梁受壓屈曲；在結(jié)構(gòu)進入到彈塑性變形階段，首先屈曲耗能，避免樓層梁發(fā)生嚴重破壞。因此，對部件進行豎向承壓能力試驗，荷載增加，當試件承載力下降至最大承載力的85%時停止試驗，獲得試件的豎向極限承載力。通過數(shù)值模擬分析試件在單調(diào)及往復荷載作用下的抗震性能。

2.1 豎向軸壓試驗

第一組試件粘貼6個應變片，分別位于橫向鋼板兩側(cè)豎桿、鋼板上側(cè)橫桿、縱向下部桿件的中點處；縱向斜桿1/4及縱向上部桿件1/3處，見圖2。

圖2 試驗加載Fig.2 Test loading

試件達極限承載力時立柱端部與縱向斜桿連接處斷開，為平面外失穩(wěn)破壞，工程應用時需加強連接。荷載-位移曲線、荷載-微應變曲線如圖3所示。從圖3可看出：(1)荷載作用較小時試件豎向變形均不明顯，GHJ-1，GHJB-2，GHJB-3的極限承載力分別為1 172.93，1 125.56，1 144.07 kN，豎向承壓能力滿足多層建筑要求。(2)相較GHJB-2和GHJB-3，GHJ-1達極限承載力后下降更快，下降曲線更陡。(3)加載過程中GHJ-1應變片1，2，3數(shù)值變化較大；GHIB-2應變片1，2數(shù)值變化較大；GHJB-3應變片1，3數(shù)值變化較大。表明加載過程中立柱和鋼板受力較大，工程應用時需注意。

圖3 加強部件的荷載-微應變及位移曲線Fig.3 Load-microstrain and displacement curve of strengthening components

2.2 水平加載分析

第二、第三組試件使用ANSYS數(shù)值模擬分析在水平單調(diào)及往復荷載作用下試件的工作性能，采用solid185單元。模擬過程中，施加位移固端約束在立柱底部，豎向荷載與縱向水平桿件相平行的位移荷載分別施加到試件立柱和側(cè)向鋼板頂部。

2.2.1 單調(diào)加載

加載至70 mm時，試件已有較大變形且稍加荷載便會出現(xiàn)破壞。第二組試件在荷載作用下應力分布及荷載-位移曲線如圖4所示。(1)隨荷載增加試件縱向水平和斜向桿件變形均較大。GHJ-4一側(cè)鋼板變形較大，因GHJB縱向耗能鋼板與桿件有效連接使受力能夠有效傳遞至另一側(cè)鋼板，而GHJ無法有效傳遞水平荷載至另一側(cè)。實際應用中可增強水平及斜向桿件以提高部件承載能力。(2)GHJ-4極限承載力為131.09 kN，曲線加載到后期時上升較平緩。GHJB-6在加載過程中承載力雖提高，但變形已較大而無法繼續(xù)加載，其極限承載力為102.29 kN。GHJ系列極限承載力高于GHJB系列，GHJ-4較GHJB-6極限承載力高22%。

圖4 加強部件的變形及荷載-位移曲線Fig.4 Deformation and load-displacement curve of strengthening components

2.2.2 低周往復加載

對第三組試件進行水平往復加載，確定其抗震性能。加載位移超過70 mm時，因縱向桿件產(chǎn)生過大變形而無法繼續(xù)承載，縱向桿件與鋼板連接處有局部破壞現(xiàn)象。滯回曲線見圖5。從圖5可以看出：(1)滯回曲線形狀相似，相較GHJB系列試件，GHJ-7耗能能力最強。表明縱向鋼板加入未起到很好的耗能效果，板厚與桿直徑接近，耗能效果明顯。(2)根據(jù)豎向承壓試驗及水平單調(diào)、往復荷載作用分析，建議工程應用中采用GHJ系列，豎向承壓能力及耗能能力均較強，滿足多層結(jié)構(gòu)在地震作用下對部件抗震性能的要求。

3 混合結(jié)構(gòu)Pushover分析

3.1 簡化力學模型驗證

混合結(jié)構(gòu)分散承載，具有明顯空間整體性，內(nèi)部桿件多，且寬肢薄壁，易發(fā)生三類屈曲，建立精細化模型進行耗能計算時不易收斂[7]。參照文獻[8]的精細化模型，建立用等代拉壓桿法[9]和Pivot單元簡化墻體的混合結(jié)構(gòu)簡化力學分析模型。冷彎薄壁型鋼墻體與框架間采用鉸接，框架梁柱節(jié)點采用剛接，分析其抗剪和抗震性能?；旌辖Y(jié)構(gòu)簡化力學分析模型與文獻[8]中精細化模型吻合較好，層間位移角相差最大為14.7%，加速度變化趨勢相同(圖6)，周期符合JGJ 227—2011規(guī)范[10]中對底層房屋周期的要求，可采用簡化力學分析模型計算。

圖6 加速度曲線對比(Elcentro波)Fig.6 Comparison of acceleration curves (El centro waves)

3.2 整體結(jié)構(gòu)模型

建立4～6層組合墻體-鋼框架混合結(jié)構(gòu)房屋模型，層高均為3 m，建筑長18 m，寬11 m，平面布置圖見圖7(圖中單位：mm)，具體構(gòu)件與荷載布置參考文獻[6]。樓層連接處設置了層間加強部件，簡化力學分析模型可將連接處改為固接與link單元連接相結(jié)合的連接方式，所建的4層結(jié)構(gòu)簡化力學模型如圖8所示。

圖7 平面布置圖Fig.7 Layout plan

圖8 簡化力學模型Fig.8 Simplified mechanical model

對結(jié)構(gòu)進行動力特性分析，4～6層結(jié)構(gòu)自振周期分別為0.33，0.43，0.51 s，與經(jīng)典公式T=0.03H計算結(jié)果吻合較好。結(jié)構(gòu)振型均是前兩階以平動為主，第三階扭轉(zhuǎn)為主。結(jié)合Pushover分析的兩個基本假定[11]和水平荷載作用分類[12]，采用振型和加速度兩種加載模式進行后續(xù)模擬分析。加速度工況為均布荷載，施加到X，Y向。振型工況為倒三角荷載，第一階振型加載到結(jié)構(gòu)X向，第二階振型加載到結(jié)構(gòu)Y向。

3.3 Pushover計算分析

采取位移控制，取0.01H，H為建筑總高。分析模型信息見表2，其中L1為對模型施加第一振型和X向加速度的側(cè)向荷載，L2為對模型施加第二振型和Y向加速度的側(cè)向荷載。

表2 模型信息Table 2 Model information

3.3.1 頂層位移及層間位移角

不同加載模式下層間位移角及頂層位移見表3。層間位移角過大可能會引起結(jié)構(gòu)發(fā)生嚴重破壞，JGJ/T 421—2018規(guī)范[1]中彈性階段結(jié)構(gòu)層間位移角限值為1/250，彈塑性階段層間位移角限值為1/100。(1)多遇地震作用下，層間位移角均滿足限值要求。同一地震烈度下，隨結(jié)構(gòu)高度增加，頂層位移增大。(2)振型側(cè)向荷載作用下，薄弱樓層隨結(jié)構(gòu)高度增加由低層向高層轉(zhuǎn)移；加速度側(cè)向荷載作用下，薄弱樓層未有明顯變化趨勢。(3) 7度和8度罕遇地震下，結(jié)構(gòu)層間位移角均滿足限值要求，但在9度罕遇地震作用下，層間位移角大多超過限值。

表3 頂層位移及層間位移角Table 3 Top displacement and interlayer displacement angle

3.3.2 荷載-位移曲線及損傷分析

施加加速度、振型兩種水平荷載得到荷載-位移曲線(圖9)，從圖9可以看出：(1)加速度和振型加載作用下的曲線變化趨勢較接近。同一條件下加速度加載作用下的最大基底反力均大于振型加載作用下的最大基底反力。(2)加載初期位移較小，基底反力相差不大且增長較快；加載后期，兩者離散程度加劇，基底反力增長緩慢，曲線斜率減小。(3)相較第二振型和Y向加速度，第一振型和X向加速度作用下得到曲線下降段更平緩。

圖9 荷載-位移曲線Fig.9 The load-displacement curve

將荷載作用下構(gòu)件關鍵點對應荷載-位移曲線確定結(jié)構(gòu)損傷狀態(tài)，以便工程應用中能更好控制結(jié)構(gòu)損傷。損傷狀態(tài)定義原則為：首個構(gòu)件屈服時為結(jié)構(gòu)出現(xiàn)輕微損傷；達到荷載-位移曲線等效屈服點時為結(jié)構(gòu)出現(xiàn)中等損傷；達到荷載-位移曲線峰值點時為結(jié)構(gòu)發(fā)生嚴重損傷。模型各極限狀態(tài)點見圖10，從圖10可知：(1)結(jié)構(gòu)出現(xiàn)第一階段損傷后易發(fā)生第二階段損傷，出現(xiàn)第三階段損傷需要長時間累積。(2)結(jié)構(gòu)抗震性能較強，產(chǎn)生嚴重破壞前需要長時間累積，有較強耗能能力。

圖10 極限狀態(tài)點Fig.10 Limit state point

4 結(jié)論

多層房屋中用層間加強連接部件對冷彎薄壁型鋼結(jié)構(gòu)組合墻體與鋼框架連接，可明顯提升上下層墻體協(xié)調(diào)能力，提高結(jié)構(gòu)的豎向和側(cè)向承載能力以及耗能能力，結(jié)構(gòu)有較強抗震性能。

(1)GHJ系列豎向極限承載力為1 172.93 kN，略高于GHJB系列試件；水平單調(diào)荷載作用時，GHJ系列極限承載力為131.09 kN，最大高于GHJB系列22%；兩系列的滯回曲線相似，但GHJ系列耗能能力更強。GHJ系列更適用于層間加強連接部件。

(2)兩系列試件均存在側(cè)向鋼板和縱向桿件變形較大現(xiàn)象，為避免負荷狀態(tài)下過早發(fā)生大變形而無法繼續(xù)承載，可增大加強部件的桿件直徑。

(3)加入層間加強部件的多層結(jié)構(gòu)Pushover分析表明，層間位移角在多遇地震作用下均滿足不大于限值1/250，除9度罕遇地震層間位移角超出限值1/100，7度及8度罕遇地震作用下均滿足要求。地震作用下，相較X向加速度及第一階振型，Y向加速度及第二階振型對結(jié)構(gòu)性能影響更大。

(4)結(jié)構(gòu)進入中等破壞后需經(jīng)歷較長時間損傷累積才會發(fā)生嚴重破壞，結(jié)構(gòu)耗能能力較強，具有較強抗震能力。