鋼框架-鋼板墻和組合柱-鋼梁框架振動臺試驗研究

楊 溥，馮力強，何翰卿，李 鋒，劉立平，牛昌林，魏宏亮

(1. 重慶大學 土木工程學院，重慶 400045； 2. 甘肅省建設投資(控股)集團有限公司，蘭州 730050；3. 甘肅建投科技研發有限公司，蘭州 730050)

鋼結構住宅體系是我國目前及未來推進住宅產業化最為理想的住宅體系之一[1]。隨著建筑高度的增加，水平荷載(地震作用、風荷載)逐漸成為結構設計的主要控制因素，抗震性能較好的結構體系包括鋼框架-鋼板剪力墻結構和鋼管混凝土柱-鋼梁框架結構[2-3]。鋼板剪力墻結構具有質量輕、抗側剛度大、抗震性能好等優點，可應用于高層以及超高層結構中；鋼管混凝土結構充分發揮了鋼管和混凝土兩種材料的優點，在國內外鋼結構工程中逐漸得到應用與發展，并取得了良好的經濟效益和社會效益[4-5]。

國內外針對于鋼板剪力墻結構的研究大多數還是基于構件層次的研究，而對整體結構的研究有限。Timler等[6]分析1∶1比例1層單跨薄鋼板剪力墻在低周反復荷載下的性能，試驗結果表明其在往復荷載下性能良好，屈曲后能繼續承擔荷載；白亞賓[7]設計了6層半剛接鋼框架-鋼板剪力墻結構模型并結合數值模擬研究了其抗震性能，發現在地震作用下易產生平面外屈曲變形，振動過程中墻板上會交替出現對角拉力帶，由拉力帶充當拉桿作用，抵抗地震過程中結構的層間剪力；周緒紅等[8]設計了6層足尺冷彎薄壁型鋼鋼板剪力墻結構房屋并通過振動臺試驗研究了其抗震性能，表明多層冷彎薄壁型鋼，鋼板剪力墻結構體系具有抗震性能優越、抗側構件明確、模塊化預制裝配等優點。

對于鋼管混凝土柱結構，國內外的研究主要集中在對構件以及節點抗震性能的研究。王志濱等[9]進行了6根帶肋薄壁復式鋼管混凝土壓彎柱的低周反復加載試驗，試驗結果表明該類組合柱的滯回曲線飽滿,具有良好的抗震性能；Han等[10]對9根鋼管混凝土柱進行低周反復加載試驗，結果表明鋼管混凝土柱具有良好的耗能能力和延性，且具有良好的抗震性能，適用于高烈度區的實際工程；黃襄云等[11]通過低周反復荷載試驗及地震模擬振動臺試驗，對三種型式的鋼管混凝土柱框架結構的梁柱節點(單梁節點、單雙梁節點、雙梁節點)的抗震性能進行了理論分析及試驗研究，研究表明，在低周反復荷載作用下，三種型式節點的破壞，均為梁端的剪切破壞和彎曲破壞，節點滿足強柱弱梁、強節點弱構件的抗震要求，具有良好的抗震性能。

對于這兩種結構體系，目前對整體結構抗震性能的研究成果比較缺乏，針對以上不足，本文基于甘肅蘭州某高烈度地區的示范工程的高層鋼結構住宅建筑方案，以鋼框架-鋼板剪力墻和鋼管混凝土柱-鋼梁框架結構為原型結構，依據相似關系，制作試驗縮尺模型，對模型進行地震模擬振動臺試驗，研究兩種結構體系的抗震性能，為其在高烈度地區的推廣應用提供參考。

1 模型設計與制作

1.1 原型結構設計

結構的設計使用年限為50年，結構安全等級為二級，標準設防類(丙類)，抗震設防烈度為8度，設計基本地震加速度為0.200g，場地類別為II類，設計地震分組為第三組，場地特征周期為0.45 s，基本風壓為0.3 kN/m2，風荷載體型系數取1.3。兩種結構的層高均為3 000 mm，共10層，標準層平面布置如圖1所示。

圖1 標準層平面布置(mm)Fig.1 Standard floor layout(mm)

內、外墻板均為輕質墻板，非承重墻。鋼框架-鋼板剪力墻結構中的鋼板剪力墻的厚度分別為： 10 mm(1層～3層)、8 mm(4層～6層)和6 mm(7層～10層)。鋼管混凝土柱-鋼梁框架結構中的方鋼管混凝土角柱截面尺寸分別為：450 mm×450 mm×10 mm(1層～3層)和400 mm×400 mm×10 mm(4層～9層)，其余部位方鋼管柱均采用350 mm×350 mm×10 mm。兩種結構體系混凝土均選用C40，鋼材強度等級為Q345B。

1.2 縮尺模型設計

1.2.1 相似關系

本試驗擬定模型結構的幾何相似常數Sl為1/8；模型采用與原型結構相同的Q345B級鋼材以及C40混凝土，應力相似常數Sσ取1。根據模型尺寸、振動臺承重能力和臺面可輸入最大加速度，將加速度相似常數Sa取為1。根據似量綱分析法，利用已經確定的3個相似常數計算其余相似常數，如表1所示。

表1 相似關系Tab.1 Similarity relationship

1.2.2 模型設計

對于型鋼柱和型鋼梁，依據剛度等效原則，進行截面設計。樓板采用現澆混凝土樓板，在工字鋼梁上翼緣焊接栓釘作為抗剪連接件，樓板鋼筋保護層厚度為3 mm，樓板厚度為18 mm，樓層層高為375 mm，共10層，底座高為250 mm，模型總高為4 000 mm。

由于鋼板剪力墻縮尺后鋼板厚度太小，難以焊接施工，根據陸燁等[12-13]提出的等效方式對鋼板墻進行了等效替代設計，本文采用的等效代替模型如圖2所示。

圖2 等效鋼板剪力墻Fig.2 Equivalent steel plate shear wall

分別用16 mm，20 mm和23 mm的開洞鋼板墻等效代替原來未開洞的6 mm，8 mm和10 mm鋼板墻，利用ABAQUS軟件進行Pushover分析驗證，結果如表2所示。從表2中可知，等效后鋼板剪力墻的剛度和極限承載力與原型結構相比誤差均在10%以內。原型6 mm厚鋼板剪力墻和等效的16 mm厚鋼板剪力墻的滯回曲線對比結果，如圖3所示，驗證了此種等效模型的可行性[14]。

表2 鋼板墻的性能參數對比Tab.2 Comparison of performance parameters of steel plate wall

圖3 滯回曲線對比Fig.3 Hysteresis curve comparison

鋼框架-鋼板剪力墻試驗模型的自質量為2.20 t，模型配重28.12 t，底座約為4.72 t，模型總質量約為35.04 t；鋼管混凝土柱-鋼梁框架結構模型的自質量為2.03 t，模型配重31.34 t，底座約為4.72 t，模型的總質量約為38.09 t。兩類結構模型如圖4所示。

圖4 兩類結構試驗模型Fig.4 Test models of two structures

在第2層、第5層和第10層均設置內、外墻板，墻板材料均采用輕質石膏板，內隔墻的厚度為15 mm，將U型卡件焊接在鋼梁下翼緣，鋼柱的翼緣和墻板之間采用泡沫膠填充密實。外掛墻厚度為22 mm，采用L型連接件與上部鋼梁焊接，限制水平方向運動，使墻板上部節點可以豎向運動，下部采用膨脹螺絲將L型連接固定在樓板表面，使其可以水平運動，限制豎向運動。

2 試驗方案設計

2.1 加載方式

根據原型結構的場地條件、設防烈度等地震環境條件，采用“雙頻段”選波方法[15]選取了4組天然地震波(RSN302、RSN816、RSN746、I-EIC)和1條人工地震波(LZB)作為模擬地震振動臺臺面輸入波，各組地震波信息如表3所示。

表3 試驗輸入地震波的主要信息Tab.3 Main information of test input seismic wave

規范設計反應譜與所選5條地震波平均反應譜的曲線，如圖5所示。圖5中：兩類結構原型第1周期T1和第2周期T2分別為1.768 s，1.689 s和1.756 s，1.57 s，與標準反應譜誤差分別為11.9%，18.0%和12.3%，20.4%，基本滿足“結構主要振型的周期點上相差不大于20.0%”的要求。

采用盈建科(YJK)2.0軟件進行小震彈性時程計算，最大基底剪力如表4所示，括號內數值是每條地震波的時程結果與振型分解反應譜計算結果的比例，基本可以滿足“每條地震波輸入的計算結果不小于65%，不大于135%。多條地震波計算結果在結構主方向的平均底部剪力一般不小于振型分解反應譜計算結果的80%，不大于 120%?！钡囊骩16]。

圖5 設計譜與所選地震波均值譜對比Fig.5 Comparison of design spectrum and average response spectrum of ground motions

表4 兩類結構基底剪力計算結果Tab.4 Calculated base shear force of two structures

試驗加載工況按照8度多遇地震(0.070g)、8度設防地震(0.196g)、8度罕遇地震(0.400g)直至地面峰值加速度輸入達到1.200g停止試驗。地震波持續作用時間按相似關系為原地震波的0.353倍。在不同水準地震波輸入后，對模型進行白噪聲掃頻，測試模型結構自振頻率和阻尼比等動力特性。包含白噪聲掃頻在內，共設計了45個工況[17]。

2.2 測點布置

2.2.1 位移計、加速度計布置

鋼框架-鋼板剪力墻結構模型(模型1)，在結構的底座、6層以及頂層布置位移計，同時，在結構的底座、1層、3層、6層、9層和頂層布置加速度計；同理，對于鋼管混凝土柱-鋼梁框架結構模型(模型2)，在結構的底座、4層以及頂層布置位移計，在混凝土底座、1層、4層、6層、9層和頂層布置加速度計。2個模型位移計和加速度計各層平面內的布置位置相同，如圖6所示。

注：D為位移計；A為加速度計；數字為位移計或加速度計編號。圖6 位移計和加速度計布置圖Fig.6 Layout of displacement meters and accelerometers

2.2.2 應變布置

對于鋼框架-鋼板剪力墻結構，為研究鋼板剪力墻在試驗過程中的應變分布及變化情況，在1層和6層的鋼板剪力墻上，沿著其高度方向在加勁肋組成的各小區格內布置了應變花，同時在與其相連接的兩邊鋼柱梁端布置部分應變花和單向應變片(編號分別為h*和s*)，鋼板墻及其連接框架上的應變片布置具體情況如圖7所示，共計52個通道。

圖7 鋼板墻應變片布置Fig.7 Strain gage arrangement of steel plate shear wall

此外，在鋼框架-鋼板剪力墻結構中選取其西南角的X方向、Y方向的一跨平面框架(即圖1(a)中結構的軸線1～軸線2與軸線B相交處、軸線B～軸線D與軸線1相交處)，在其柱端、梁端和部分樓層的梁中部布置應變片，如圖8所示。

圖8 梁柱應變片布置Fig.8 Strain gage arrangement of beams and columns

對于鋼管混凝土-鋼梁框架結構，在第1層、第4層和第5層的角柱(軸線1與軸線B相交)、邊柱(軸線4與軸線B相交)、中柱(軸線7與軸線G相交)的X向和Y向，應變片布置與模型1布置部位相同。

3 試驗結果分析

3.1 試驗現象分析

對于鋼框架-鋼板剪力墻結構(模型1)：8度設防地震(0.196g)輸入后，結構產生較為明顯的晃動，梁柱節點區混凝土樓板開始出現裂縫，如圖9(a)所示，外墻板水平接縫被拉開變大或受擠壓變小，內墻板豎直方向發生錯動；8度罕遇地震(0.400g)輸入后，部分鋼柱翼緣局部屈曲，如圖9(b)所示，樓板裂縫繼續發展，內墻板之間的豎向錯動增大，如圖9(c)所示；當地震動峰值加速度達到0.510g時，模型結構振動十分劇烈，多處樓板的裂縫分布范圍已經非常大，混凝土樓板開始剝落，如圖9(d)所示；在輸入地震動峰值加速度達到0.750g時，2層的鋼板剪力墻開始出現變形，混凝土底座也開始出現裂縫；當地震動峰值加速度達到1.200g時，混凝土底座大面積出現裂縫，但整體結構沒有發生倒塌。

圖9 試驗現象Fig.9 Test phenomenon

對于鋼管混凝土柱-鋼梁框架結構(模型2)，試驗現象與模型1類似，從8度多遇地震到8度設防地震再到8度罕遇地震(即地震動峰值加速度為0.070g～1.200g)，梁柱節點區的混凝土樓板開裂，外墻板接縫撕裂，內墻板豎向發生錯動，混凝土底座開裂，但型鋼梁以及鋼管混凝土柱均未發生明顯破壞。

3.2 動力特性分析

對模型測得的頂層加速度時程曲線進行時域內傅里葉變換與積分，求得結構模型的傳遞函數和結構的自振頻率。

模型1初始狀態振型頻率分別為1.863 Hz(X向)、1.863 Hz(Y向)，阻尼比分別為0.056 6和0.058 8 ；模型2初始狀態振型頻率分別為2.188 5 Hz(X向)、2.250 3 Hz(Y向)，阻尼比分別為0.053 7和0.049 5。在設防地震(0.196g)和罕遇地震(0.400g)作用下，結構的自振頻率減小、阻尼增大較為明顯，表明結構的損傷主要發生在此階段，材料進入非線性狀態，剛度退化明顯。在完成所有試驗工況后：模型1的X向和Y向頻率降幅分別為19.5%和17.4%，阻尼增幅分別為31.8%和19.7%；模型2的X向和Y向頻率降幅分別為19.5%和17.8%，阻尼增幅分別為33.0%和37.4%。2個模型的頻率及阻尼變化分別如圖10和圖11所示。

圖10 模型頻率變化Fig.10 Frequency variation of models

圖11 模型阻尼變化Fig.11 Damping variation of models

3.3 加速度反應分析

以結構模型X向加速度反應為代表進行分析，結構在不同地震峰值加速度的地震波作用下，各樓層X方向的加速度放大系數如表5所示。由表5可知：頂層的加速度放大系數最大，且比其他層大很多；除頂層外，模型1的第6層加速度放大系數相對其他層較大，模型2的第4層加速度放大系數相對其他層較大；多遇地震時，模型1的加速度放大系數比模型2大，設防地震、罕遇地震作用的過程中2個模型加速度放大系數均逐漸平穩地增加，且兩者差距逐漸縮小，最終模型1的最大值達到4.08，模型2的最大值達到5.16。主要是因為2個模型結構的自振頻率下降幅度均較大，剛度較初始剛度相比已經退化了很多，構件非線性發展充分。

3.4 位移反應分析

鋼框架-鋼板墻結構與鋼管混凝土柱-鋼梁框架結構在不同地震峰值加速度的地震作用下的各樓層最大層間位移角，如圖12所示。當地震加速度峰值達到0.400g(罕遇地震)時，鋼框架-鋼板剪力墻結構層間位移角的最大值出現在第10層(1.4%)，鋼管混凝土柱-鋼梁框架結構層間位移角的最大值出現在第6層(1.3%)，均小于2%，滿足GB 50011—2010《建筑抗震設計規范》關于彈塑性層間位移角的要求，實現了“大震不倒”的抗震設防目標。

表5 結構加速度放大系數(X向)Tab.5 Structural acceleration amplification factor (X direction )

圖12 不同地震作用下各樓層最大層間位移角分布Fig.12 Distribution of maximum displacement angle of each floor under different earthquakes levels

圖13是第42個工況(加速度0.900g)下，鋼框架-鋼板剪力墻結構在1.92 s時刻和鋼管混凝土柱-鋼梁框架結構在1.87 s時刻，在X方向各樓層位移的絕對值。鋼框架-鋼板墻結構在結構上部(7層～9層)的層間位移角較大，結構下部(1層～5層)的層間位移角明顯偏小，結構側向變形模式呈現彎曲型的特征，且有明顯的響應滯后特征。主要原因是樓層的抗側剛度沿著高度呈降低趨勢，如設計采用的鋼板剪力墻的厚度每3層會減小2 mm，引起結構上部較柔，變形增大。

鋼管混凝土柱-鋼梁框架結構下部(1層～4層)的層間位移角比結構上部(6層～9層)大，側向變形模式呈現剪切型的特征。主要原因是樓層的抗側剛度沿著高度分布較均勻(1層除外)，如樓層剪切剛度比最小為0.81(出現在第4層)，同時下部樓層水平地震剪力必然大于上部樓層，從而引起上部變形相對較小。綜上所述，兩類結構體系的側向變形模式與整體結構的剛度分布密切相關，并且隨著地震動峰值的增大愈加明顯。

圖13 絕對位移沿樓層的分布Fig.13 Distribution of story displacement along height

3.5 結構塑性發展情況分析

對于鋼框架-鋼板剪力墻結構，在8度多遇地震作用下，構件上應變數值較小，測點的應變范圍均在10 με～1 700 με，沒有達到屈服應變，說明構件未屈服，結構此時仍處于彈性階段；在8度設防地震作用后，部分應變片屈服，位置為1層和6層鋼板墻(如圖14(a)所示)，說明結構中的鋼板墻首先作為耗能構件發生塑性變形；在8度罕遇地震作用下，鋼板墻上進入塑性的位置變多，同時與鋼板墻相連接的框架梁柱也出現塑性鉸(如圖14(b)所示)；當輸入地震的峰值加速度繼續增大至0.750g甚至到1.200g時，可發現鋼板墻已經大部分進入塑性，梁柱的塑性鉸大多分布在與鋼板墻相連的附近位置處(如圖14(c)所示)，模型的塑性鉸大多還是出現在梁上，最終1層柱端也形成塑性鉸，體現了“多道抗震防線”的設計理念，表明此結構在高烈度設防地震作用下有較好的抗震性能。

圖14 模型1塑性鉸和結構損傷Fig.14 Plastic hinges and structural damage of model 1

為了進一步研究鋼板剪力墻上的應變情況，本文通過對比從8度多遇地震結束到完成第1個8度罕遇地震工況的整個過程，第1層鋼板剪力墻上位于同一高度的應變花h1，h2和h3的主應變絕對值最大值來研究此種開洞鋼板剪力墻上水平方向應變情況，如圖15(a)所示；同時，分析第6層鋼板剪力墻上的h13，h14和h15來進行驗證，如圖15(b)所示。

圖15 同一高度水平方向應變比較Fig.15 Comparison of horizontal strain at the same height

從圖16中可知：位于1層鋼板剪力墻上角點的h1的應變明顯大于同一高度的h2和h3，同時位于6層鋼板剪力墻下角點的h15的應變也大于位于同一高度的h13和h14，1層鋼板剪力墻角點與中間的應變差值比6層的要大；位于同一加勁肋區格內的h2和h3、h13和h14的應變數值相差不大。為了比較鋼板剪力墻角點和中部應變，將第1層鋼板剪力墻上的應變花h1和h5的主應變絕對值最大值繪于圖16(a)；同時，將第6層鋼板剪力墻的應變花h12(由于h11在工況16后壞掉，故采用h12)和h15的主應變絕對值最大值繪于圖16(b)。從圖16中可知，位于1層鋼板剪力墻上角點的h1的應變明顯大于位于1層中間的h5，而且位于6層鋼板剪力墻上角點的h12的應變明顯大于位于6層中間的h15，說明在地震作用過程中此種開洞鋼板剪力墻角點受力更大、局部存在應力集中，但這種等效模型對結構整體抗震性能影響較小。

圖16 鋼板剪力墻角點和中部應變比較Fig.16 Comparison of strain between corner and middle of steel plate wall

鋼管混凝土柱-鋼梁框架結構(模型2)的塑性鉸和結構損傷示意圖，如圖17所示。由圖17可知：在8度多遇地震過程中的最大應變為2 060 με(s61，圖17中①)，位于X方向5層梁的中部，其他測點的微應變均未超過彈性，說明結構此時仍處于彈性階段；在8度設防地震作用后，X方向1層、4層、5層梁端出現塑性鉸(圖17中④)；在8度罕遇地震作用后，梁上的塑性鉸增多，1層和4層柱底出現塑性鉸(圖17中⑤⑥⑦⑧)；當經歷輸入峰值加速度為0.750g的地震作用后，測點s2，s16，s26，s58，s63，s64，s66，s67，s69，s72位置處(圖17中⑨)出現塑性鉸?？傮w上看，測點位置首先出現在梁端部，隨著地震作用增大，結構損傷積累，柱端開始出現塑性鉸，說明結構能夠很好地滿足“強柱弱梁”的設計要求，且即使大多數位置都出現了塑性鉸，結構仍未倒塌，說明結構具有較好的抗震性能。

圖17 模型2塑性鉸和結構損傷Fig.17 Plastic hinges and structural damage of model 2

4 結 論

本文對8度(0.200g)高烈度區鋼框架-鋼板剪力墻和鋼管混凝土柱-鋼梁框架兩類結構體系進行了1/8縮尺模型振動臺試驗，通過觀察試驗現象和分析試驗數據，得出如下結論：

(1) 滿足GB 50011—2010《建筑抗震設計規范》設計要求的兩類結構體系在小震下均保持彈性，結構構件(梁、柱、剪力墻)均未破壞，都實現了“大震不倒”的抗震設防目標，均可適用于高烈度區。

(2) 結構體系的側向變形模式與整體結構的剛度分布密切相關，并且隨著地震動峰值的增大愈加明顯，鋼框架-鋼板剪力墻的抗側剛度沿著高度呈降低趨勢，整體呈現彎曲型的特征，鋼管混凝土柱-鋼梁框架(1層除外)抗側剛度沿著高度分布較均勻，整體呈現剪切型的特征。

(3) 在大震或巨震作用下，兩類結構體系均有較好的破壞模式，鋼框架-鋼板剪力墻結構體現了“多道抗震防線”的理念，構件屈服次序為鋼板剪力墻—梁端或柱端，鋼板剪力墻是主要耗能構件；鋼管混凝土柱-鋼梁框架結構塑性鉸大多數出現在梁端，結構滿足“強柱弱梁”的設計要求。