陳靜思，王玉卓

（河南工業(yè)職業(yè)技術(shù)學(xué)院 城市建設(shè)學(xué)院，河南 南陽 473009）

0 引言

多層廠房目前是國內(nèi)外建筑廠房的重要發(fā)展方向，經(jīng)過技術(shù)層面、經(jīng)濟層面和理論層面等認證，確認其擁有多重優(yōu)勢，尤其是在土地緊缺的城市地區(qū)，擁有較為突出優(yōu)勢，可緩解用地緊張問題。隨著我國鋼產(chǎn)量大幅度增加，鋼結(jié)構(gòu)在建筑工程中應(yīng)用的趨勢增加，如多層（2～4層）大跨度[1]（L=18～36 m）公共與工業(yè)建筑將進一步發(fā)展，這些鋼結(jié)構(gòu)體系一般采用箱型鋼管，H型鋼形成常規(guī)鋼框架結(jié)構(gòu)，鑒于此，本文提出一種新型鋼結(jié)構(gòu)承重外墻的制作方法，該墻架與鋼網(wǎng)格空腹夾層樓蓋連接從而形成新型“盒式結(jié)構(gòu)”體系（見圖1），并為該新型結(jié)構(gòu)體系用于實際工程中提出相關(guān)建議。

圖1 “盒式結(jié)構(gòu)”體系

1 試驗概況

1.1 試件設(shè)計

為驗證整體式鋼網(wǎng)格框架墻的抗震性能，本次研究對象選擇單個試件，根據(jù)仿真尺寸進行模擬設(shè)計，圖2為具體幾何尺寸、結(jié)構(gòu)單元（A、B、C）與截面尺寸。根據(jù)圖2所示，墻架柱采用截面均相同的焊接工字鋼，拼裝點為網(wǎng)格中部[1]。墻架柱柱腳1 m處和2 m處均布置同截面焊接工字梁，T型梁布置在3.7 m處和4.5 m處，2梁連接點同樣在網(wǎng)格中部，沿高度為3個拼裝單元A、B、C。受試驗現(xiàn)場條件影響，水平方面布置4根長度相同（1.8 m）的墻架柱，構(gòu)建水平方向長度即5.4 m。A、B、C三個拼裝單元質(zhì)量較輕，在鋼構(gòu)廠加工后送往試驗現(xiàn)場，采用雙拼版摩擦型高強螺栓[2]連接完成模型加工。考慮到拼接點處螺栓情況，根據(jù)等強連接原理所有鋼構(gòu)件均選用Q345鋼材，螺旋選擇扭剪型高強型號，主要以M18、M27、M22等型號為主。

圖2 試件幾何尺寸及各構(gòu)件截面尺寸（墻架柱和拼裝點）

1.2 加載和測量裝置

試驗選擇整片鋼框架墻做研究對象，將其固定在混凝土地梁上，柱腳結(jié)構(gòu)以圖3和圖4所示為主，框架柱、柱腳底板均采用圍焊形式分別焊接在柱腳底板與預(yù)埋點上，并通過錨栓連接。

試驗所采用的構(gòu)造方式很好實現(xiàn)了地梁、柱腳的剛接，所以有限元分析時柱腳考慮為固端連接，試驗方法以施加往復(fù)水平力模擬動力試驗，加載點位置距墻底截面4.16 m，以推拉千斤頂方式加水平荷載，具體試驗裝置見圖5。

圖3 柱腳構(gòu)造

圖4 柱腳實物

圖5 整體加載裝置

水平加載采用位移控制，屈服前每級間隔0.1 m，屈服后間隔0.05 m，同一荷載下往復(fù)推拉3圈，加載制度如圖6所示，框架墻頂點位移達到100 mm時，即層間位移比達到100/4500=1/45時結(jié)束試驗。

1.3 測點布置及測試內(nèi)容

圖6 滯回加載制度

測點布置主要包括位移測點和應(yīng)變測點2部分，本次試驗中，整榀框架墻應(yīng)變測點全部采用單向應(yīng)變片，這主要是由于其本身的軸對稱結(jié)構(gòu)，布置位置在節(jié)點梁與柱翼緣處和拼接節(jié)點腹板處，共計102個。整榀框架墻的位移測點1個，布置于框架墻的頂點處，用于測量框架墻在每級荷載下的頂點水平位移。應(yīng)變片及位移計的布置如圖7所示。

圖7 試件測點布置

2 試驗結(jié)果分析

試驗結(jié)果分析與有限元分析結(jié)果做對比，使用ANSYS軟件對模型進行模擬分析。

根據(jù)試驗情況，框架螺栓連接點考慮為剛接，忽視螺旋受力影響。梁柱結(jié)構(gòu)應(yīng)用BEAM188[3]單元進行模擬。柱腳根據(jù)試驗情況在有限元分析中柱腳考慮為固端連接，約束柱腳底板中心的單元節(jié)點進行模擬。

材料采用雙線性等向強化模擬[4]，采用von Mises屈服準(zhǔn)則。利用模型做滯回分析，對比骨架曲線、荷載-位移曲線、梁端與柱端應(yīng)變4個數(shù)值，因鋼架本身為軸對稱結(jié)構(gòu)，所以只選取其中一側(cè)節(jié)點應(yīng)變數(shù)值做試驗參考。

2.1 試驗現(xiàn)象

試驗中墻架變形情況見圖8，試件部分截面處墻頂位移－應(yīng)變試驗值與模擬值對比見圖9。

圖8 框架墻變形情況

圖9 試件部分截面處墻頂位移－應(yīng)變試驗值與模擬值對比

由圖8、圖9可知，承載力變形過程如下：

（1）框架墻頂點正反位移距離＜0.3 m時（相對變形為墻體高度h/150），框架各個構(gòu)件均無明顯的屈服現(xiàn)象，從圖9中試件部分截面應(yīng)變試驗數(shù)值與理論數(shù)值情況可得知其處于彈性工作狀態(tài)。

（2）當(dāng)頂點正反位移距離=0.3 m時，①和③截面T形梁開始出現(xiàn)屈服，此時水平荷載為正反10 kN左右；

（3）位移距離=0.4 m時，②和④截面T形梁開始出現(xiàn)明顯屈服，水平荷載為14 kN左右；

（4）位移距離=0.45 m時，⑦截面處出現(xiàn)明顯屈服，此外，此時（13）與（14）處H形框架柱也開始屈服，水平荷載為16 kN左右；

（5）位移距離=0.50 m時，⑤和⑥截面工字梁開始屈服，還可觀察到①與②截面T型梁明顯的面外屈曲變形（見圖10），水平荷載為18 k N左右；

（6）此后，隨著水平位移的增大，框架墻柱腳及其他截面相繼出現(xiàn)屈服現(xiàn)象，且①與②截面、③與④截面之間T型梁明顯的面外屈曲變形。

圖10 頂部T形梁面外屈曲

2.2 梁端應(yīng)變及柱端應(yīng)變數(shù)值與理論分析的對比

限于篇幅的原因，本文只給出部分截面處的應(yīng)變值的試驗數(shù)據(jù)與有限元分析數(shù)據(jù)的對比，由圖9可知，試驗測得的應(yīng)變數(shù)值與有限元分析計算的數(shù)值差異不大，個別截面處的應(yīng)變數(shù)值的差值較大的原因主要是由于在有限元分析時，全部梁柱構(gòu)件均是按整體一根構(gòu)件建立有限元模型。即并未考慮拼接節(jié)點對整體構(gòu)件的剛度影響。因此在實際工程應(yīng)用中，組成該框架墻的梁柱構(gòu)件可近似按整體構(gòu)件建立有限元模型進行分析。

2.3 荷載-位移滯回曲線

記錄位移、千斤頂情況下框架墻頂端位移與荷載，得到其滯回曲線，并進行有限元分析，具體情況見圖11中試驗滯回曲線與有限元分析曲線比較，根據(jù)圖中曲線對比變化可知框架墻滯回曲線比較飽滿，其延性和耗能能力良好，且二者所得曲線吻合情況較佳。

圖11 有限元分析與試驗滯回曲線的比較

2.4 耗能能力

根據(jù)等效粘滯阻尼理論，可通過等效粘滯阻尼系數(shù)衡量試件的耗能能力[5]，耗能系數(shù)計算如圖12所示。

等效粘滯阻尼系數(shù)的計算公式如式（1）所示：

根據(jù)JGJ 101—96《建筑抗震試驗方法規(guī)程》，可按式（2）的能量耗散系數(shù)E來衡量試件的能量耗散能力。

圖12 耗能系數(shù)計算示意

由于框架墻頂點位移達到30 mm時，構(gòu)件開始進入屈服階段，因此本文分別取位移為30 mm、60 mm、90 mm和100 mm時的相關(guān)參數(shù)進行分析。根據(jù)式（1）和式（2）計算不同級控制位移下試件滯回環(huán)面積S、等效粘滯阻尼系數(shù)he及耗能系數(shù)E，結(jié)果見表1。

表1 各級控制位移下系數(shù)S、he和E的計算結(jié)果

由表1可見，頂點位移增大會提高試件耗能能力，試件進入彈塑性階段后，耗能能力提高明顯，但是承載能力增長緩慢。

3 結(jié) 語

（1）裝配整體式鋼網(wǎng)格框架墻結(jié)構(gòu)抗震性能優(yōu)越、變形恢復(fù)能力好、延性好，承載能力較佳。

（2）梁端及柱端截面處的應(yīng)變值、荷載－位移滯回曲線、骨架曲線與有限元分析的數(shù)值吻合情況較好，因此該框架墻結(jié)構(gòu)用于實際工程時，其梁柱構(gòu)件可按整根構(gòu)件建模，即可忽略拼接節(jié)點處螺栓的滑動對整體結(jié)構(gòu)剛度的影響。

（3）裝配整體式鋼網(wǎng)格框架墻在往復(fù)荷載作用下，墻頂端的T形梁首先進入屈服階段，而框架墻的破壞主要是該T形梁面外的屈曲所導(dǎo)致的。而實際工程中，T形梁正交方向均有樓蓋梁約束，在往復(fù)荷載作用下，不會出現(xiàn)此現(xiàn)象。