蝴蝶形鋼板墻-鋼框架自復位結構體系抗震性能試驗研究

張 萍, 李啟才， 丁志昌， 孫玉康， 王 偉

(蘇州科技大學 江蘇省結構工程重點實驗室，江蘇 蘇州 215011)

傳統鋼結構遭遇中大震后，由于結構主要構件進入彈塑性工作階段[1]，在震后存在較大殘余變形，這無疑提高結構震后修復的難度、周期及成本，有些建筑甚至因無法修復而失去其使用功能，造成了巨大了經濟損失。為此，保證地震中建筑結構主要構件及薄弱部位不發生嚴重塑性損傷以及有效控制震后殘余變形是改善結構抗震性能和降低震后修復成本的關鍵措施。自復位結構[2-4](Self-centering Structure，SC)通過在主要受力構件梁、柱上設置預應力鋼絞線來釋放結構中受力復雜的節點連接處約束從而改變節點受力機理，并借助附加耗能元件，實現結構震后自行復位、有效控制殘余變形、獲得穩定耗能能力以及延緩結構主要構件損傷進程，使得結構整體性能更加優化，較好滿足結構性能化設計目標，這也使其成為當下結構工程領域熱點的研究方向。

目前，國外學者對自復位結構性能理論以及試驗研究方面均取得了不菲成果，而國內在這方面的研究尚在起步階段。Garlock等[2]對梁頂及梁底設置角鋼耗能元件的后張拉節點進行了低周往復循環加載試驗并著重研究角鋼尺寸、螺栓分布、預應力大小等參數對節點性能的影響，試驗結果顯示：新型節點不僅在滯回加載下能夠提供較好的彈性剛度、強度、延性以及將耗能限制在屈服的角鋼中而且節點在經歷大變形后幾乎無殘余變形，有效實現復位功能；Rojas等[3]提出了后張拉摩擦阻尼連接節點(PFDC)，并對采用該節點形式的四跨六層鋼框架結構在罕遇地震下進行了非線性數值分析并與傳統的焊接鋼框架結構對比，結果表明使用該節點的鋼框架結構在耗能、復位、強度等性能方面均超過了相應的焊接鋼框架；Clayton等[5-9]在對四邊連接的薄鋼板剪力墻自復位結構體系整體性能理論分析及有限元模擬基礎上，進行了11榀大比例兩層單跨的自復位鋼板剪力墻結構試驗研究，試驗表明，該結構體系中，四邊連接薄鋼板通過屈曲后形成拉力帶承擔了大部分水平力，同時提供一定的耗能能力，所有試件試驗結束后殘余層間位移角均小于安裝偏差0.2%，有效實現了復位功能，但試件梁、柱主要構件設計均很保守。Clayton等[10]對各自提出僅節點構造不同的兩榀足尺兩層單跨自復位鋼板剪力墻進行了擬動力試驗研究，前者節點在脫開時可繞梁上下翼緣轉動而后者節點僅能繞梁上翼緣轉動，研究發現：在不同地震水平下，兩試件均能超過預先設定的目標，且前者試件在復位效果方面性能更優。

本文在前人的研究基礎上，為了進一步提高體系耗能能力及減小耗能元件對自復位框架的需求，從以下幾個方面考慮并做相應改善：第一，安裝在梁、柱節點處的耗能元件由于節點處空間有限，限制了耗能元件的尺寸，進而制約了結構體系的耗能能力，因此本文不再考慮在節點處設置耗能元件；第二，利用薄鋼板屈曲后形成拉力帶進行抗側雖然可以使得自復位鋼板剪力墻結構成為雙重抗側力體系，但錨固在邊框架上的拉力帶會大大增加對梁、柱主要構件的需求，并且薄鋼板形成的拉力帶在轉換過程其滯回曲線出現極度捏縮行為，這也在一定程度上降低了其耗能能力，此外，拉力帶在轉換過程中還伴隨“轟轟”巨響，即使在小震下也會加劇公眾恐慌心理。綜合以上兩方面，本文提出了蝴蝶形鋼板墻-鋼框架自復位結構體系(Self-centering Steel Frame with Infilled Butterfly-Shaped Steel Plate Wall，SC-BSPW)：通過對兩邊連接的鋼板開菱形孔削弱其承載力[11-12]，改變受力方式，進而達到提高體系耗能能力的同時降低對自復位框架的需求。在此基礎上課題組對該新型結構體系進行一系列的試驗和有限元模擬研究分析[13-15]，結果表明只要合理設計自復位主體框架與蝴蝶形鋼板墻剛度匹配，結構體系既能夠達到在層間位移角2%前，試件殘余層間位移角均可小于0.5%，即滿足中震可修的抗震要求，同時震后僅需更換塑性破壞的蝴蝶形鋼板墻實現結構快速修復，并具有較好的延性耗能能力。

1 設計思想和理論

1.1 設計思想

蝴蝶形鋼板墻-鋼框架自復位結構是基于結構抗震性能化設計之上而提出的新型的抗側力結構體系。其荷載-層間位移角關系及節點彎矩-轉角曲線[15]分別如圖1、圖2所示。

(b) 理想彈塑性的蝴蝶板響應

(c) 自復位結構體系響應

根據圖1和圖2所示新型結構體系設計思想：加載前期，梁、柱節點在預應力鋼絞線作用下緊緊貼合，在節點彎矩未達到脫開彎矩Ma或水平剪力小于脫開剪力Vb之前，整體結構抗側剛度與傳統剛性連接鋼框架大致相等，節點通過梁一側翼緣消壓與另一側翼緣增壓的模式提供節點彎矩，卸載后，體系可以完全復位；節點彎矩大于脫開彎矩Ma且小于蝴蝶板完全進入塑性對應的水平剪力Vc時，梁“消壓”一側翼緣開始脫開柱翼緣表面但此時整體結構耗能能力有限，卸載后，試件可以達到完全復位的功效；當水平剪力超過蝴蝶板完全進入塑性對應的水平剪力Vc時，蝴蝶板充分進入塑性階段并耗散輸入體系的地震能量，但結構中主要受力構件梁、柱及節點區應維持彈性工作狀態，通過梁、柱接觸一側梁柱翼緣“增壓”模式提供節點轉動剛度，卸載后，試件基本上可以實現完全復位，震后，通過僅更換塑性破壞的蝴蝶板便可以使得結構快速恢復，從而有效控制震后殘余變形和降低震后修復成本。

圖2 蝴蝶形鋼板墻自復位結構節點彎矩M-轉角θ2模型

1.2 設計理論

為闡明蝴蝶形鋼板墻自復位結構受力機理，通過理論推導得出試驗試件初始彈性剛度。圖3給出了試件主體框架在加載下變形和受力平衡示意圖，同時取結構一半進行理論分析，圖4給出了蝴蝶板平面內抗側剛度的串并圖。

(a) 試件變形

(b) 試件受力分析

(a) 蝴蝶板

(b) 簡化模型

通過利用位移法及虛功原理求解圖3(b)一次超靜定結構，得出框架初始剛度為[15]：

(1a)

其中：

(1b)

對于蝴蝶板其抗側剛度利用剛度串并聯思想：

(1c)

其中：

(1d)

綜上，試件初始抗側為：

KL=Kf+Kp

(1e)

式中：Kf為試件框架初始抗側剛度；h1為試件底梁軸線至銷軸距離；h2為試件層高；α為無量綱系數；Ic為框架柱慣性矩；Ib為框架梁慣性矩；l為試件跨度；Kp為蝴蝶板初始抗側剛度；k1為蝴蝶板中部蝴蝶桿及兩側矩形桿抗側剛度；k2為蝴蝶板上下貫通板帶抗側剛度；n1、n2分別為蝴蝶桿及矩形桿數目；b,a為蝴蝶桿端部及腰部寬度；L為蝴蝶桿長度；E,G分別為鋼材的彈性及剪切模量；μ為剪切變形不均勻系數；KL為試件的總抗側剛度。

2 試驗概況

2.1 試件設計

以實際一幢六層醫院住院樓為建筑原型，取層高3 m，跨度5.1 m，相關設計參數如下：設計地震分組為第1組，場地類別為二類場地，地面粗糙度類別為B類；地震烈度為8度，基本地震加速度為0.2 g；設計基本風壓為0.35 kN/mm2，基本雪壓為0.4 kN/mm2；樓面恒載取值為4.32 kN/mm2，活載取值為2.0 kN/mm2。

根據蘇州科技大學江蘇省結構重點試驗室加載設備及加載能力，并考慮內填蝴蝶型鋼板墻厚度對結構復位及耗能能力的綜合影響，設計一榀足尺部分自復位鋼框架及4 mm、6 mm厚蝴蝶板。鋼梁及鋼柱均采用Q345焊接工字型截面，截面尺寸分別為：HN350×220×12×16、HW250×2250×12×16，其中，單位：mm。考慮到試驗中邊框架需要重復使用，為減少梁柱節點區域在整個加載期內發生塑性屈服對后續試驗影響，對節點區進行局部加強。蝴蝶板采用Q235鋼材，尺寸為1 510 mm×2 650 mm，同時為避免蝴蝶板在水平受力下過早發生邊緣失穩，在蝴蝶板邊緣利用兩側雙面開長圓孔槽鋼限制其面外變形，槽鋼尺寸為140 mm×50 mm×3.5 mm，長度為2 400 mm。采用直徑為15.2的鋼絞線，每三束為一股，沿梁通長對稱布置，并利用圓柱形錨具錨固在柱外翼緣加強板處，每個節點有6股鋼絞線且每股鋼絞線初始預應力設計值為175 kN。蝴蝶板通過魚尾板和M20高強螺栓與梁栓接。試件SC-4板厚4 mm;試件SC-6板厚6 mm。試驗所用到的主要鋼材材性試驗結果，見表1。

表1 試樣材性實測指標

2.2 試驗方案

2.2.1 加載設備與加載制度

試驗中為了便于準備模擬結構真實的邊界條件，設計了2個平面鉸支座。試驗加載設備是蘇州科技大學江蘇省重點試驗室液壓伺服系統，通過加載梁對試件施加水平位移循環往復荷載，試驗裝置見圖5。為了保證在整個加載期間，整體試件不發生面外失穩，在試件頂梁處設立兩道平面外支撐，見圖6。在各試件正式加載前都需要預加載，來觀察試驗測試儀器是否正常；隨后進行試驗。水平循環荷載加載制度參考美國相應規范[16]考慮到實際地震的特點(小震頻遇，大震罕遇)，見表2。

表2 試驗加載制度

圖5 試驗裝置圖

(a) 試件側向支撐

(b) 尺寸照片

2.2.2 測點布置

試驗測試儀表布置見圖7。位移計DT1、DT5、DT9、DT10用于測量試件整體側移變形；位移計DT9、DT10、DT13、DT15用于測量試件層間變形；位移計DT3、14、7、16、11、12、4用于測量四個節點的轉角變形；位移計DT19用于記錄蝴蝶桿面外變形；同時在梁端翼緣、預應力筋錨固處及蝴蝶桿上粘貼了許多應變花用于跟蹤監測這些部位應力發展狀況；每束鋼絞線處設置壓力傳感器用于追蹤整個加載過程中預應力變化。

(a) 試件主視圖

(b) 右柱 (c) 左柱

(d) 底梁下翼緣

(e) 底梁上翼緣

(f) 頂梁下翼緣

(g) 頂梁上翼緣

3 試驗現象描述

試件SC-4、SC-6在整個試驗加載過程中所觀察到的現象基本一致：在第一級0.375%加載時，預應力鋼絞線將梁柱接觸面緊緊貼合，蝴蝶型鋼板墻面外變形很小，處于平面受力狀態，且試件所有構件均基本處于彈性工作范圍，初始剛度較大，卸載后，可以實現完全復位；加載至水平位移角0.5%級，兩試件蝴蝶桿均出現了明顯面外扭曲變形，同時伴隨著由蝴蝶桿發出的持續振動聲，且SC-4試件面外變形幅度較SC-6大，此外梁、柱節點未脫開，卸載后，試件蝴蝶桿面外變形基本恢復，兩試件均可以完全復位；繼續加載至水平位移角1%處，梁“消壓”一側翼緣完全脫離柱翼緣表面，預應力鋼絞線因節點脫開而伸長，同時提高試件的復位能力，但試件剛度明顯降低，此外蝴蝶桿彎扭變形進一步開展，卸載后，各試件蝴蝶桿存在一定的殘余面外變形，但均實現自復位功能，只是試件層間殘余變形由于蝴蝶板的彈塑性區域的發展而使得殘余變形較之前加載級明顯增加；隨著加載的繼續(1.5%級)，梁柱節點脫開更加明顯(圖8(a)和(d))，且隨著蝴蝶桿面外扭曲變形的加劇，與蝴蝶桿端部直接相連的通長板帶局部也出現屈曲變形，邊緣蝴蝶桿與邊緣加勁槽鋼之間也隨之發生相應的擠壓變形，卸載后，試件層間殘余變形較第三級略微增加，試件達到復位效果；加載至水平位移角2%時，試件SC-4蝴蝶板在邊緣蝴蝶桿端部出現撕裂現象(圖8(c))，此時承載力有少許下降但幅度不大，試件SC-6在整個加載過程中均未出現蝴蝶桿撕裂破壞，在此加載級下，雖然蝴蝶板塑性變形積累，但由于蝴蝶板面外變形開展引起反向加載抗壓剛度退化以及抗壓強度緩慢增加而使得試件卸載后層間殘余變形較之前加載級僅略微增加，兩試件卸載后均可復位，但試件SC-6的殘余變形較試件SC-4增加的多，原因可能是試件邊框架在重復試驗中不可避免出現節點區局部剪切屈服變形，進而影響節點復位功能(圖8(i)和(f))；加載至最后一級水平位移角3%時，蝴蝶桿面外變形面外扭曲加劇(圖8(b)和(e))，兩試件邊緣防屈曲槽鋼均與蝴蝶板擠壓呈“波紋”狀(圖8(g)和(h))，此外與上一級加載原因相同兩試件殘余變形增長均很緩慢，但耗能卻顯著增加，由于試驗中各試件承載力一直處在上升段，所以近似取層間位移角3%作為試驗終止的標志。

(a) 試件SC-4節點脫開

(b) 試件SC-4蝴蝶板面外變形

(c) 試件SC-4蝴蝶板撕裂

(d) 試件SC-6節點脫開

(e) 試件SC-6蝴蝶板面外變形

(f) SC-4柱上節點區剪切屈服

(g) SC-4局部變形

(h) SC-6局部變形

(i) SC-4柱下節點區剪切屈服

4 試驗結果分析

4.1 滯回曲線

為了研究蝴蝶型鋼板剪力墻-鋼框架部分自復位結構抗震性能，整理試驗位移計實測數據，得到試件水平力與實測層間位移角滯回曲線、試件水平力與試件轉角滯回曲線并加以分析。

4.1.1 水平力V-層間位移角θ1滯回曲線

(a) 試件SC-4

(b) 試件SC-6

4.1.2 水平力-節點轉角曲線

(a) 試件SC-4

(b) 試件SC-6

圖11 試件SC-4典型束預應力變化及損失

4.2 試件殘余變形

結構殘余變形的變化規律在一定程度上可以反映結構損傷進程以及震后自復位功效，本文分別從整體層面(殘余層間位移角)與局部層面(殘余節點轉角)進行考量。

4.2.1 試件殘余變形分布規律

本文基于試驗實測數據整理出試件層間殘余位移角、某一典型節點殘余轉角的變化規律及其對比見圖12，用于分析試件結構損傷進程以及復位功能。

(a) SC-4、SC-6殘余層間位移角對比

(b) SC-4、SC-6殘余節點轉角對比

(c) SC-4殘余層間位移角及殘余轉角對比

(d) SC-6殘余層間位移角及殘余轉角對比

由圖12可知：①加載初期(0.375%、0.5%)，兩試件各組成構件基本處于彈性受力工作階段，蝴蝶板發生較小的面外失穩變形，卸載后幾乎無殘余層間位移變形及節點轉角變形；②加載至中期(1%、1.5%)，梁受拉一側翼緣脫開柱翼緣表面，此時試件滯回曲線逐步展開，說明蝴蝶板充分進入彈塑性耗能工作階段，因卸載后需要恢復力克服墻板的塑性變形回至零位，由此產生了一定的殘余層間變形及轉角變形；③隨著荷載加載至后期(2%、3%)，墻板的塑性耗能能力進一步發展，相比于加載中期，因蝴蝶桿面外變形增加導致試件后期反向加載剛度退化使得所需克服墻板塑性變形的恢復力增長緩慢，因而加載晚期較加載中期殘余層間位移變形與節點殘余轉動變形略微增長，此外隨著板厚增加，在相同加載級下，試件SC-6因反向加載抗壓強度較SC-4大，故而需要更大恢復力來克服墻板永久變形使得試件復位，因此卸載后較試件SC-4而言會殘留相對較大的層間殘余變形和節點殘余轉角變形；⑤試件SC-4在加載層間位移角達到2%之前，試件層間殘余變形及節點殘余轉角變形接近為零，而當加載至大震層間位移3%時，試件層間及轉角殘余變形均不超過0.3%，層間殘余變形稍稍大于結構建造安裝偏差限制0.2%，即可以實現完全復位；⑥試件SC-6在加載層間位移角達到2%時，較試件SC-4有所增加，反向卸載層間殘余位移角為0.57%，正向為0.33%，造成試件SC-6在推拉過程中復位效果不一致的原因可能源于多次試驗后框架柱在節點區發生局部剪切屈服損傷，見圖8，這從側面表明主要構件進入彈塑性，會影響結構的復位性能，因此，總的來說，試件SC-6實現了中震可修的性能目標，并通過將塑性變形限制在蝴蝶板上，實現結構震后快速修復的功能，當加載至層間位移角3%時，試件反向卸載層間殘余位移角不大于0.6%，正向為0.37%，較上一級加載級僅少量增加，表明試件在罕遇地震下依然可以有效控制殘余變形的發展。此外，兩試件殘余層間位移角與殘余層間位移角發展趨勢一致，且殘余節點轉角變形均小于層間殘余變形。

4.3 試件耗能

結構耗能能力是衡量與評價一個結構抗震性能的重要指標，通過滯回曲線中滯回環包圍的面積進行評定。本試驗通過內填蝴蝶板構件為結構提供耗能能力，對試件水荷載V-層間位移Δ滯回曲線面積進行計算，取各加載級下滯回環面積均值，結果見圖13。

由圖13可知：①試件SC-4和試件SC-6各自總耗能加載前期基本相同，這是因為試件基本處于彈性受力范圍，試件些許耗能可能來自于系統摩擦等等；②隨著加載的繼續，試件SC-6耗能增長趨勢相對較快，原因在于較厚的蝴蝶板構件在剛度、承載力及塑性發展區域上均比較薄的蝴蝶板構件大，因而耗散更多能量；③兩試件中蝴蝶板耗能構件在提供一定抗側力的同時也能夠提供穩定耗能能力，且隨著厚度增加，可以提供更高的抗側剛度與耗能能力，但受到復位效果制約，經合理設計可以實現結構耗能能力與復位能力有機統一的性能目標。

圖13 試件耗能對比

4.4 試件初始抗側剛度

根據前文理論推導結合試驗試件實測進行對比驗證。試件實測初始剛度采用加載器荷載與位移計實測整體位移(DT1、DT5、DT10、DT13)進行整理而得，表給出了理論值與試驗值及偏離情況。

表3 試件初始剛度理論與試驗值對比

根據表3中數據可知，試驗實測的試件初始剛度與理論初始剛度偏差較大，其原因如前文所述，試件中存在較多的連接部位存在空隙,如：支座銷軸與軸孔之間制作偏差、蝴蝶板與邊框架、加載梁與頂梁之間螺栓連接以及作動器與加載梁之間連接等等，這些間隙在試件推拉過程中存在壓實的過程，因此試驗實測的初始剛度均較理論值偏低。此外，試件SC-6還存在重復試驗導致梁、柱節點累計損傷問題，進而進一步降低其初期抗側剛度，這與理論與試驗初始剛度偏離趨勢相一致。

4.5 節點受力機理

圖14 節點傳力機理

圖15 柱節點區剪切屈服

Fig.15 Shear yielding of panel zone

圖16 柱節點域加強措施

Fig.16 Strengthening measures of panel zone

5 主要結論與建議

本文通過對2個不同厚度足尺蝴蝶形鋼板墻-鋼框架自復位結構抗震性能的試驗研究得出如下結論：

(1) 蝴蝶形鋼板墻-鋼框架自復位結構經合理設計可憑借后張拉梁柱節點和利用蝴蝶形鋼板墻耗有效實現復位能力與耗能能力的協調統一。

(2) 隨著蝴蝶形鋼板墻厚度增加，結構初始抗側剛度、耗能能力、承載力都有明顯提高，但自復位能力相對降低，因此結構設計中要統籌兼顧復位及耗能兩方面性能。

(3) 兩試件層間位移角在達到2%前，殘余層間位移角隨著蝴蝶板厚度遞增有所增加，除試件SC-6拉向卸載外，其余卸載方向殘余位移角均小于0.5%，考慮到試件SC-6試件主體框架存在因重復試驗導致的累計塑性損傷，因此兩試件均可實現了中震可修的性能目標，且大大降低震后修復的難度、成本及周期。而當層間位移角達到3%時，殘余層間位移角僅略微增加，兩試件承載力處于上升階段，說明該結構在罕遇地震下依然能夠有效控制殘余變形并具備較好的抗倒塌性能。

(4) 試驗中因邊框架柱尺寸設計偏小，柱過大的彎曲變形延緩了自復位節點性能，且節點區柱局部在重復試驗中已經存在剪切屈服損傷，影響了試件復位效果，此外，通過對節點傳力路徑分析的基礎上，提出了柱節點區有效局部加強措施，供實際工程參考。