無邊緣構件鋼管束剪力墻的墻梁節點抗震性能試驗研究

李 杰, 陳志華, 張曉萌, 楊強躍, 李文斌, 胡立黎

(1.天津大學 建筑工程學院， 天津 300072； 2.浙江杭蕭鋼構股份有限公司，杭州 310003)

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無邊緣構件鋼管束剪力墻的墻梁節點抗震性能試驗研究

李 杰1, 陳志華1, 張曉萌1, 楊強躍2, 李文斌2, 胡立黎2

(1.天津大學 建筑工程學院， 天津 300072； 2.浙江杭蕭鋼構股份有限公司，杭州 310003)

基于鋼管束組合結構剪力墻無邊緣構件的構造特點，提出了兩種墻梁節點構造形式，并進行了四組足尺模型滯回試驗，其中一組為肋板型墻梁剛接節點，三組為端板型墻梁剛接節點。研究節點類型、端板厚度等對節點破壞形態和抗震性能的影響。分析研究了節點的破壞特征、滯回曲線、骨架曲線、剛度退化、延性以及耗能能力等抗震性能指標。研究結果表明：兩種類型的節點具有良好的承載能力和延性，其中延性系數μ≈1.29～3.39，滯回曲線呈現飽滿穩定的梭型，剛度退化緩慢，耗能能力良好，能量耗散系數E≈1.673 5～2.597 2。節點可以滿足美國規范AISC341-10 和中國規范GB 50011 抗震設計要求，可以在鋼管束組合結構剪力墻的實際工程中應用和推廣。

鋼管束組合結構剪力墻； 墻梁節點； 試驗研究； 滯回性能

相較于傳統鋼板剪力墻，鋼管束組合結構剪力墻不但可作為抗側力構件同時還可承擔豎向荷載，另一方面構造簡單可以滿足裝配化的需求。通過理論研究以及抗震試驗得到結論可以應用于工程。

本課題所研究的新型鋼管束組合結構剪力墻不再設置邊緣構件，且墻體使用鋼板為四毫米，國內外對墻梁節點的研究成果比較少，可查閱到有少數相似研究是學者在薄壁鋼管混凝土框架柱節點的靜力試驗、抗震性能方面的研究[1-2]，組合結構體系中墻梁節點的研究相對較少，而且多集中在鋼筋混凝土剪力墻與連梁節點的抗震性能研究[3-6]。對鋼板剪力墻在墻梁節點方面缺少相關靜力、抗震試驗研究數據。因此需要針對鋼管束組合結構剪力墻體系下的墻梁節點進行節點設計和抗震性能的全面研究。

本文提出墻梁節點的兩種節點形式，通過四個足尺試驗，對墻體施加軸向荷載，梁端施加豎向滯回荷載試驗，詳細研究兩種類型的墻梁節點破壞特征以及抗震性能。研究成果將會為鋼管束組合結構剪力墻中的墻梁節點在工程應用提供參考依據。

1 試驗概況

1.1 試件設計

本次試驗設計為四個足尺模型，其中鋼梁均為焊接H-380×130×6×14，墻體為4 mm厚冷彎C型鋼焊接形成的鋼管束，墻端部鋼管束尺寸為長160 mm寬130 mm，墻體中間鋼管束尺寸為長200 mm，寬130 mm。內填充C40混凝土組成鋼管束組合結構剪力墻。

四組墻梁節點分別編號為GL1、GL2、GL3、GL4。其中GL1為外肋板剛接節點，肋板采用14 mm鋼板。GL2、GL3、GL4采用端板焊接、腹板螺栓連接的形式。通過對GL2的上下翼緣焊接一塊厚板，以達到塑性鉸外移，使GL2成為加強型端板節點。其中連接螺栓采用10.9級M22摩擦型高強螺栓，構件參數見表1，墻體剖面圖以及節點詳圖見圖1，主要材性試驗指標見表2。

圖1 試件尺寸詳圖Fig.3 Detailed dimension of specimens

試件編號節點類型端板厚度/mm貼板厚度/mm肋板尺寸/mmGL-1肋板剛接8-14×100×398GL-2端板剛接288-GL-3端板剛接258-GL-4端板剛接2210-

注：混凝土:fcu=47.11 MPa,E=33.5 GPa

1.2 加載裝置和加載制度

試驗采用梁端施加豎向荷載的擬靜力試驗方法，所使用的電液壓伺服作動器，可施加的最大荷載為1 000 kN，行程為±300 mm。為防止梁出現面外失穩，在梁端處設置側向支撐，試驗加載裝置示意圖如圖2。

圖2 試驗裝置示意圖Fig.3 Sketch of test setup

試驗時在墻頂先施加軸壓，之后在梁端施加低周反復荷載，參考美國鋼結構抗震規范(AISC341-10)的要求[7]，采用梁端位移控制加載。分級加載中選用層間位移角為控制位移值。前三級層間位移角分別為 0.003 75 rad、0.005 rad、0.007 5 rad時，每級循環往復加載6次；第四級層間位移角為0.01 rad時循環往復加載4次；在層間位移角為0.015、0.02 rad、0.03 rad、0.04 rad時循環往復加載2次；此后位移增量為0.01 rad，且每級循環加載兩次，直至試件破壞(如梁端翼緣出現破壞或焊縫發生破壞)停止加載。具體見表3。其中每級荷載應保證充分的持荷時間，以保證構件變形的充分發展和儀表讀數。加載制度如圖3。

圖3 加載制度Fig.3 Loading program

1.3 測量內容及測點布置

根據實驗室的設備條件，在梁端加載區布置位移計，以測量梁端的位移，同時根據墻頂位移計監控層間位移角位移；在梁根部距墻邊一倍梁高處，以及墻邊距離梁根部一倍梁高處布置位移計，通過測量位移變形量計算出截面平均曲率從而獲得梁與墻之間的轉角的改變量。構件位移計的布置如圖4。

圖4 位移計布置Fig.4 Arrangement of deformation instruments

2 試驗結果及分析

2.1 試件屈服點確定以及破壞的確定

為了便于分析，本文采用修正“通用屈服彎矩法”，在各個試件的骨架曲線中確定屈服點，進而確定屈服荷載和屈服位移。如圖5所示，過荷載最大點D作水平線，從原點作理論彈性值OB線，與水平線交于B點，過B點作垂線，交P-Δ曲線于A點，連接OA并延長至水平線交于C點，過C點作垂線，交P-Δ曲線于E點。定義E點為屈服點[8]。

試驗中，當荷載超過峰值點，下降至峰值荷載的85%時，定義為破壞荷載，此時位移為極限位移。另外，試驗過程中承載力出現陡降、裂縫貫穿過大均判定為試件破壞，隨即停止試驗。

圖5 試件屈服點確定Fig.5 Determination for yield point of specimen

2.2 試件破壞過程以及破壞特征

試件GL1在加載至第五級，0.015 rad第二個循環正向，下翼緣與肋板交接處出現細小裂紋，隨著加載次數的增加，此裂紋開始逐漸擴展，在第六級0.02 rad第二個循環正向的時候裂縫明顯，此時上翼緣以及靠近上翼緣腹板處出現輕微屈曲；在第七級0.03 rad第一個循環正向的時候上翼緣以及附近腹板鼓曲加劇，在第一個循環負向的時候上翼緣與肋板交界處出現細微開裂，在第二個循環負向的時候下翼緣開始出現輕微鼓曲；在第八級0.04 rad第一個循環正向的時候，腹板處屈曲明顯。加載至第九級0.05 rad第一個循環正向的時候，荷載降至峰值荷載85%以下，停止加載，經觀察此時下翼緣裂縫已擴展至腹板區域。如圖6(a)。

試件GL2在加載至第五級，0.015 rad第二個循環正向的時候，聽到輕微響聲；第六級，0.02 rad第一個循環正向的時候，下翼緣根部焊縫處出現裂縫；第二個循環，聽到明顯響聲，經觀察沒有別的新裂縫出現，判斷為下翼緣裂縫向內部擴展；加載至第七級，0.03 rad第一個循環正向時候，達到峰值荷載約為212 kN。此時梁腹板處出現輕微鼓曲。隨著循環次數的增加，每次循環正向都會出現響聲。加載至第八級，0.04 rad第一個循環正向，位移加載至約28 mm左右，出現一聲巨響，下翼緣裂縫貫通，停止加載。如圖6(b)。

試件GL3在加載至第四級，0.01 rad第三個循環正向的時候，下翼緣襯板處焊縫出現裂縫；試驗進行至第五級加載時，由于側向支撐出現空隙致使加載端頭發生面外扭轉，將作動器位移回零后重新調整側向支撐，之后繼續加載；在第六級加載0.02 rad第二個循環正向的時候，發生巨響，下翼緣焊縫處破壞加劇；加載至第七級0.03 rad第一個循環正向的時候，荷載掉載，焊縫近乎貫通，試驗停止。如圖6(c)。

試件GL4在加載至第四級，0.01 rad第四個循環正向的時候，發生輕微響聲，下翼緣根部焊縫起弧處出現細小裂紋；之后繼續加載，加載至第五級0.015 rad第一圈負向的時候聽到明顯響聲，上翼緣焊縫襯條處出現輕微裂縫；加載至第六級0.02 rad的時候兩次正向加載分別聽到一次明顯響聲，下翼緣裂縫橫向擴展并且有向端板內部延伸的趨向；最終加載至0.03 rad第二圈正向的時候，此時上翼緣根部裂縫明顯，下翼緣根部裂縫貫通，且部分裂縫延伸至端板內部，由于裂縫已經使得節點受力性能明顯下降，荷載掉至峰值荷載85%以下的時候判定節點破壞，停止加載。如圖6(d)。

圖6 各節點試件破壞形態Fig.6 Failure of test specimens

2.3 滯回曲線的比較和分析

從各個試件的荷載位移曲線中得到的屈服彎矩、最大彎矩等實驗結果列在表3中，圖7為試驗所測得的四個試件的滯回曲線，圖中橫軸為轉角，縱軸為梁端彎矩，上翼緣受壓為正向。從圖中可以看出，除GL3外，試件的滯回曲線都較為飽滿穩定，并呈現梭型。總體來看，試件在前四級加載，即在0.01 rad轉角以內，剛度變化較小，近乎無殘余變形，基本處于彈性狀態。隨著滯回荷載的加大，滯回環逐漸傾向于更加飽滿的狀態。

比較GL1與GL2兩種類型的節點，可以發現，外肋板節點GL1峰值荷載達到373 kN·m，較GL2峰值荷載高出6.7%，且層間位移角可達0.05 rad而GL2的只有0.03，原因應該是GL2在上下翼緣焊接區域應力集中現象更加嚴重致使GL2延性低于GL1，因此外肋板節點滯回性能優于端板焊接腹板螺栓連接的節點形式。

比較端板型節點GL2、GL3、GL4的滯回曲線可以發現，翼緣加強型端板節點GL2滯回環明顯較GL3、GL4更為飽滿、包圍的面積也明顯增大，試件GL2在滯回荷載作用下的承載力可達348 kN·m，可見在翼緣加強對節點性能有明顯提高。其中GL3在下翼緣處有明顯的焊縫缺陷，使得焊縫區域過早的出現破壞，承載力較低。綜合三個試件的破壞模式來看，三個試件都是從下翼緣焊縫區域產生裂縫，焊縫區域過早出現破壞，使得節點抗震性能未能得到充分發揮。

表3 試驗結果

2.4 骨架曲線的比較和分析

骨架曲線的概念被用廣泛應用于描述鋼構件在滯回荷載下的變形能力[9]。由滯回曲線的得到的各試件的骨架曲線比較如圖8。從骨架曲線的比較中可以看出，試件GL1、GL2的骨架曲線相對而言較為平緩，屈服后都有延性的表現。將GL1、GL2兩種類型的節點進行比較可以發現，GL1與GL2雖說都有較高的承載力，但是GL1的骨架曲線有較為平緩的下降部分、可見在后幾個大位移的循環中有相對較好的延性；而GL2在進入屈服階段后，也有一部分延性，但是無明顯的階段，從破壞模式來看GL2類型的節點是以下翼緣焊縫破壞為主，且裂縫的發展延伸速度相對較快，焊縫部分的裂縫從出現到整個節點失效時間較短，最終裂縫貫通導致破壞。翼緣加強型端板節點GL2在極限承載力方面，分別在正向加載和負向加載中比GL4高出7.4%和9.8%。另外，從GL4的骨架曲線以及破壞模式來看，端板的厚度也影響了節點的承載力和延性，因此端板的最小厚度需要在未來的計算中被考慮。

圖7 試件滯回曲線Fig.7 Hysteretic loops of specimens

圖8 骨架曲線對比Fig.8 Comparison of the skeleton curves

2.5 節點延性的比較和分析

本次試驗利用節點轉角延性系數來衡量節點延性。節點的轉角延性系數(μ)是極限轉角位移(θu)與屈服轉角位移(θy)的比值如式(1)所示，其中試件最大承載力的85%記為破壞荷載，破壞荷載所對應的轉角為極限轉角位移[10]。從試驗結果來看除GL3外，各節點延性在滯回荷載下均表現出較好的延性，且肋板型節點延性比端板型略高，各個節點試件的延性系數見表4。

(1)

根據美國鋼結構抗震規范(AISC341-10)[7]，根據層間位移角可將節點應用歸類為三類，層間位移角滿足0.04 rad的節點可以應用于重要框架結構(C-SMF)中，滿足0.03 rad的節點可以應用于中等框架結構(C-IMF)中，滿足0.02 rad的節點可以應用于普通框架結構中。根據實驗結構可以發現，肋板型節點滿足C-SMF的要求，翼緣加強的端板型節點滿足C-IMF的要求。

表4 延性系數和層間位移角

根據《建筑抗震設計規范》GB50011—2010[11]，多高層鋼結構彈性層間位移角的限值[θe]=1/250，多高層鋼結構彈塑性層間位移角限值[θp]=1/50。如表4所示，各個試件均滿足規范要求。

2.6 節點剛度退化比較分析

在滯回試驗中，由于累積損傷導致節點的剛度逐漸減小。節點剛度的顯著退化致使節點產生大變形，由此會對整個結構產生負面影響。環線剛度ki可以由式(2)計算得到[12]。其中ki的單位為kN·m；

(2)

剛各個試件的環線剛度曲線如圖9，通過對剛度退化曲線的比較可以發現：① 兩種類型四個節點試件，除GL3外，都表現出相似的規律，試件在彈性階段剛度退化較為緩慢，當進入屈服階段后剛度退化開始明顯，總體剛度退化曲線較為平緩② GL3在屈服前的明顯剛度退化可能是因為焊縫處的初始缺陷所致。③ 經過上下翼緣加強的GL2剛度退化規律與GL4相似，但是剛度在每個循環上都高于GL4，可見翼緣加強在提高此類型節點剛度上十分必要。④ 由GL1與GL2比較可知，肋板型節點剛度略高于端板型。

圖9 剛度退化曲線Fig.9 Stiffness degradation curves

2.7 節點耗能能力比較和分析

節點耗能能力反應了節點的在地震時候的變形能力，同時耗能能力可以有效的減少地震能力經由節點傳給其他構件。因此耗能能力是節點抗震性能一項重要的因素，以能量耗散系數E和等效黏滯阻尼系數he來衡量試件的能量耗散能力，計算式(3)(4)可以得到能量耗散系數E和等效黏滯阻尼系數[11]he，其中如圖10，S(BEF+DEF)為滯回環的面積，S(ABO+CDO)為滯回環定點垂線以及原點三點形成三角形的面積。

(3)

E=2πhe

(4)

滯回曲線的面積可以看做是構件耗能性能的指標，其中表5列出屈服后的能量耗散系數和等效黏滯阻尼系數的計算結果，圖11 為四個試件的等效黏滯阻尼系數的對比。比較兩種類型的節點GL1與GL2的等效黏滯阻尼系數可以發現，在0.03 rad之前，兩種類型的節點耗能能力是相近的，在每個加載級別中端板型節點耗能略高于肋板型，但由于肋板型節點延性略高使得肋板型節點的耗能總量高于端板型。比較三個端板類型節點，節點耗能規律相似，其中GL3在轉角1.5%級別加載中焊縫處出現脆性斷裂使得曲線趨勢不同，通過比較GL2、GL4可以發現，在轉角3%級別的加載中GL4的耗能性能明顯低于GL2，考慮到兩者的破壞模式，可以推斷端板的厚度影響節點的耗能性能。

圖10 等效黏滯系數計算簡圖Fig.10 Equivalent damping coefficient calculation diagram

圖11 等效黏滯系數對比Fig.11 Comparison of equivalent damping coefficient

墻梁節點四個試件的最終等效黏滯阻尼系數分別為：0.413 4、0.371 9、0.266 3、0.303 2，對比傳統混凝土節點、型鋼混凝土節點等效黏滯阻尼系數分別為0.1、0.3[13]，可以發現肋板型墻梁節點等效黏滯阻尼系數略高于型鋼混凝土節點，是傳統鋼筋混凝土節點的四倍。端板型墻梁節點的等效黏滯系數大致等于型鋼混凝土節點，是傳統鋼筋混凝土節點的三倍。

表5 能量耗散系數與等效黏滯阻尼系數

3 結 論

本文對新型墻體與鋼梁的連接節點，提出兩種節點構造形式，進行了一組肋板型剛接節點、三組端板型剛接節點，共四組足尺模型滯回試驗。在本次試驗中試件焊縫區域普遍存在初始缺陷，在加載過程中焊縫處較早出現破壞的情況下，延性系數μ≈1.29～3.39，彈性層間位移角θy≈(2.76～2.98)[θe]，彈塑性層間位移角θu≈(1.04～2.02)[θp]，等效黏滯阻尼系數he=0.266 3～0.413 4。可以判斷，所有節點試件的延性系數、層間位移角等均滿足規范抗震設計要求。并且可以得到如下結論：

(1) 肋板型節點將塑性鉸的產生區域以及梁的區部屈曲移至肋板末端，可見肋板長度影響塑性鉸外移位置，屈服區域避開了墻梁交界處，改善了節點核心區的受力性能，有效的避免了節點過早的在翼緣焊縫區域產生破壞，使得肋板型節點具有更高的耗能性能和延展性。

(2) 從端板型節點的破壞模式來看，破壞源自于翼緣的焊縫區域會出現應力集中，焊縫質量是此類節點的性能保證的關鍵因素之一，特別是下翼緣的焊縫，如果是在實際工程中進行仰焊，需要額外進行焊縫質量的檢驗，以避免因焊縫初始缺陷引起的應力集中的不利影響。

(3) 比較翼緣加強的端板型節點和肋板型節點，兩者在滯回曲線上表現出穩定飽滿無捏攏現象的梭型，從曲線中看在同一位移點無明顯的強度退化，兩種節點滯回荷載的作用下均表現出較理想的延性和耗能能力。相較而言，肋板型節點性能稍優于翼緣加強型的端板型節點，兩者相差不大，兩類節點均可用于鋼管束組合結構剪力墻的工程中。

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Tests for aseismic performance of connections between bundled lipped channel-concrete (BLC-C) composite walls and steel beams

LI Jie1, CHEN Zhihua1, ZHANG Xiaomeng1, YANG Qiangyue2, LI Wenbin2, HU Lili2

(1. Department of Civil Engineering, Tianjin University, Tianjin 300072, China;2. Hangxiao Steel Structure Co. Ltd., Hangzhou 311200, China)

The bundled lipped channel-concrete (BLC-C) composite wall has no edge members so that the steel beam need to be directly connected to the narrow wall sides. Under this condition, two beam-wall connection configurations were proposed and four full-scaled quasit-static cyclic tests were performed with one vertical stiffened connection and three end-plate connections. Connection type and end-plate thickness were selected as the primary affecting factors, and their influences on the aseismic performance and failure mode of beam-wall connections were studied. The aseismic performance indexes of connections, such as, failure mode, hysteresis curves, stiffness degradation, ductility, and energy dissipation capacity were analyzed. The results showed that two types of connections have a good load-carrying capacity and a satisfied ductility with a full and stable spindle hysteretic hoop and a slow stiffness degradation and strong energy dissipation capacity; the test ductility coefficientμis 1.29～3.39 and energy dissipation coefficientEis 1.673 5～2.597 2, they meet the aseismic design requirements of American specification AISC341-10 and Chinese code GB 50011, the applicability of these connections in practical engineering of BLC-C is verified.

bundled lipped channel-concrete (BLC-C) composite wall; beam-wall connection; experimental study; hysteretic behavior

國家自然科學基金(61277264)

2015-06-15 修改稿收到日期：2015-10-28

李杰 男，碩士，1990年生

陳志華 男，博士，教授，1966年生

TH212；TH213.3

A

10.13465/j.cnki.jvs.2016.21.025