王先鐵，王東石，李海廣，賈貴強(qiáng)，劉立達(dá)

（1. 西安建筑科技大學(xué)土木工程學(xué)院，陜西 西安710055；2. 煙臺(tái)市建筑設(shè)計(jì)研究股份有限公司，山東 煙臺(tái) 264003）

方鋼管混凝土框架具有承載力高、延性好、耗能能力強(qiáng)等優(yōu)點(diǎn)．薄鋼板墻能充分利用鋼板墻的屈曲后強(qiáng)度，依靠拉力帶抵抗水平荷載，具有自重輕、延性好、抗震性能優(yōu)異和經(jīng)濟(jì)性好等優(yōu)點(diǎn)．將抗震性能優(yōu)異的薄鋼板剪力墻與方鋼管混凝土框架結(jié)合，可以充分發(fā)揮二者的結(jié)構(gòu)特性，形成了具有優(yōu)異力學(xué)性能的方鋼管混凝土框架-薄鋼板剪力墻結(jié)構(gòu)[1-5]．以往對(duì)于薄鋼板墻的研究，多集中于H型鋼作為豎向邊緣構(gòu)件，但是H型鋼柱易發(fā)生屈曲而導(dǎo)致結(jié)構(gòu)整體失效[6]．采用方鋼管混凝土柱作為薄鋼板剪力墻的豎向邊緣構(gòu)件，易滿(mǎn)足薄鋼板剪力墻對(duì)豎向邊緣構(gòu)件較高的強(qiáng)度和剛度需求，有效避免薄鋼板剪力墻豎向邊緣構(gòu)件易過(guò)早失效而影響鋼板墻性能的問(wèn)題，符合“強(qiáng)框架，弱墻板”的設(shè)計(jì)要求，有利于雙重抗震設(shè)防目標(biāo)的實(shí)現(xiàn)[5]．

由于鋼板墻較多的應(yīng)用在高層建筑的核心筒和電梯井中，在鋼板墻中設(shè)置安裝設(shè)備管線(xiàn)的管洞必不可少，尤其當(dāng)鋼板墻處于電梯及樓梯間的出入口時(shí)要留有門(mén)、窗洞口以滿(mǎn)足使用要求．Vian[7]等對(duì)開(kāi)洞鋼板墻進(jìn)行了試驗(yàn)研究和有限元分析，結(jié)果表明，開(kāi)設(shè)洞口在滿(mǎn)足使用要求的基礎(chǔ)上并不會(huì)過(guò)多降低鋼板剪力墻結(jié)構(gòu)的抗側(cè)承載力和延性．Sabouri-Ghomi[8]等對(duì)開(kāi)洞鋼板剪力墻的抗震性能進(jìn)行了數(shù)值分析，結(jié)果表明，加勁與非加勁開(kāi)洞鋼板剪力墻耗能能力隨開(kāi)洞率的增加而降低，開(kāi)洞率對(duì)非加勁鋼板墻的影響較大．郝際平[9]等對(duì)兩片側(cè)邊開(kāi)洞鋼板墻進(jìn)行了擬靜力試驗(yàn)研究，指出鋼板墻開(kāi)洞可以減小內(nèi)填板寬度，調(diào)整內(nèi)填板與框架的剛度比．聶建國(guó)等[10-12]對(duì)3個(gè)4層1/5比例的鋼板剪力墻試件進(jìn)行了擬靜力試驗(yàn)研究，分析了鋼板墻開(kāi)洞對(duì)其性能的影響，基于試驗(yàn)結(jié)果提出了開(kāi)洞鋼板剪力墻的抗側(cè)承載力計(jì)算模型和計(jì)算公式．綜上所述，開(kāi)洞可以調(diào)節(jié)鋼板墻與框架剛度比，但會(huì)降低鋼板墻的剛度、承載力和耗能性能．以往研究中豎向邊緣構(gòu)件大多為H型鋼，對(duì)采用方鋼管混凝土柱作為豎向邊緣構(gòu)件的開(kāi)洞鋼板墻研究較少．

本文進(jìn)行了一榀1/3比例單跨兩層方鋼管混凝土框架-單側(cè)開(kāi)洞薄鋼板剪力墻的低周往復(fù)荷載試驗(yàn)，采用有限元軟件 ABAQUS對(duì)其進(jìn)行了數(shù)值分析，研究了框架柱截面類(lèi)型、開(kāi)洞率δ、內(nèi)填鋼板墻高厚比β、柱子抗彎剛度η和軸壓比n等對(duì)方鋼管混凝土框架-單側(cè)開(kāi)洞薄鋼板墻滯回性能的影響，分析了其承載力、滯回性能和剛度的變化規(guī)律．

1 試驗(yàn)研究

1.1 試件設(shè)計(jì)

設(shè)計(jì)了1榀1/3比例單跨兩層方鋼管混凝土框架-單側(cè)開(kāi)洞薄鋼板剪力墻試件，如圖1所示．內(nèi)填鋼板墻厚度為3 mm．參考文獻(xiàn)[13]確定邊框尺寸，方鋼管截面為□200×6，內(nèi)灌C30混凝土，底梁和頂梁截 面 為 H300×150×10×12 ， 中 梁 截 面 為H200×100×10×12．洞口周?chē)摪鍓蓚?cè)設(shè)置［5通長(zhǎng)加勁肋．框架內(nèi)周邊設(shè)置﹣6 mm×60 mm的魚(yú)尾板，鋼板墻與魚(yú)尾板采用雙面交替間斷角焊縫連接．梁柱采用栓焊連接，節(jié)點(diǎn)區(qū)鋼管內(nèi)設(shè)置內(nèi)隔板．所有鋼材均為Q235B，鋼材材性試驗(yàn)結(jié)果見(jiàn)表1．方鋼管柱內(nèi)混凝土立方體抗壓強(qiáng)度實(shí)測(cè)值33.9 N/mm2．

表1 鋼材材性試驗(yàn)結(jié)果Tab.1 Material results of steel

圖2 試驗(yàn)裝置Fig.2 Test setup

圖1 試件尺寸Fig.1 Dimensions of specimen

1.2 試驗(yàn)裝置及加載制度

試驗(yàn)裝置如圖2所示．通過(guò)兩個(gè)帶滾軸且頂部可單向轉(zhuǎn)動(dòng)的200 t千斤頂在柱頂施加400 kN豎向荷載．通過(guò)兩個(gè)100 t MTS作動(dòng)器施加水平往復(fù)荷載．作動(dòng)器與頂梁上部專(zhuān)用水平加載裝置連接，可避免試件整體扭轉(zhuǎn)及傳統(tǒng)梁端加載的不對(duì)稱(chēng)．在每層框架柱兩側(cè)設(shè)置帶軸承的側(cè)向支撐，防止試件面外失穩(wěn)．水平荷載采用荷載-位移混合控制的加載制度[14]．試件屈服前，采用荷載控制加載，以100 kN增量為一級(jí)，每級(jí)循環(huán)一周．400 kN以后每級(jí)增量為50 kN，每級(jí)循環(huán)一周；試件屈服后改為位移控制加載，每級(jí)增量為0.5倍屈服位移Δy，每級(jí)循環(huán)三周．

1.3 測(cè)試內(nèi)容和測(cè)點(diǎn)布置

利用應(yīng)變片、位移計(jì)和百分表監(jiān)測(cè)試件在低周往復(fù)加載過(guò)程中的受力與變形情況，位移計(jì)和應(yīng)變片布置如圖3所示．在每層梁的兩端各布置1個(gè)位移計(jì)測(cè)量試件的水平位移，在地梁端部布置1個(gè)電子百分表監(jiān)測(cè)地梁水平位移．梁柱節(jié)點(diǎn)處設(shè)置斜向位移計(jì)測(cè)量梁柱節(jié)點(diǎn)相對(duì)轉(zhuǎn)角．在梁柱節(jié)點(diǎn)區(qū)中心和鋼梁兩端腹板布置應(yīng)變花，鋼梁兩端上下翼緣布置應(yīng)變片，用于監(jiān)測(cè)邊緣構(gòu)件的應(yīng)力發(fā)展情況．在鋼板墻中部、角部以及其它應(yīng)力較大的位置布置應(yīng)變花和應(yīng)變片，以監(jiān)測(cè)鋼板墻的應(yīng)力發(fā)展過(guò)程．

圖3 測(cè)點(diǎn)布置Fig.3 Layout of measuring points

1.4 試驗(yàn)過(guò)程及主要現(xiàn)象

推向至300 kN時(shí)，兩層鋼板墻均產(chǎn)生面外屈曲變形．反向加載時(shí)，鋼板墻出現(xiàn)“呼吸效應(yīng)”．拉向至400 kN時(shí)，一、二層鋼板墻沿對(duì)角線(xiàn)處屈服(最大應(yīng)變1 644με)．推向至450 kN時(shí)，兩層鋼板墻沿對(duì)角線(xiàn)方向形成多道屈曲半波和拉力帶，滯回曲線(xiàn)明顯向位移軸傾斜，取屈服位移Δy為24 mm．此時(shí)，一、二層鋼板墻最大面外變形分別為20、16 mm．1.5Δy位移時(shí)，一層槽鋼加勁肋底部焊縫開(kāi)裂(圖4a)．由于鋼板墻角部應(yīng)力集中，一層下部魚(yú)尾板東側(cè)與底梁上翼緣焊縫被拉裂．2.0Δy加載完成時(shí)，二層槽鋼加勁肋頂部焊縫被拉斷(圖4b)，西柱柱腳輕微鼓曲．第三循環(huán)推向完成時(shí)，二層鋼板墻西北角沿對(duì)角線(xiàn)方向撕裂(圖4c)，中梁東側(cè)腹板和東柱柱腳鼓曲．第三循環(huán)拉向完成時(shí)，二層鋼板墻中心被撕裂．2.5Δy時(shí)試件達(dá)到峰值荷載，此時(shí)，一、二層鋼板墻最大面外變形分別為40、28 mm．隨著循環(huán)位移增大，魚(yú)尾板與框架間的裂縫、鋼板墻角部及中部裂縫繼續(xù)發(fā)展．由于一層槽鋼加勁肋端部焊縫斷裂，對(duì)鋼板墻拉力場(chǎng)錨固作用減弱，試件承載力逐漸下降．鋼板墻中心撕裂(圖4d)，中梁東端下翼緣與柱壁焊縫撕裂(圖 4e)．3.0Δy位移第一循環(huán)拉向完成時(shí)，二層魚(yú)尾板與頂梁下翼緣焊縫撕裂，頂梁東端下翼緣與柱壁焊縫被拉斷．第二循環(huán)拉向完成時(shí)，二層槽鋼加勁肋底部與中梁上翼緣焊縫被拉斷(圖4f)．3.5Δy位移第一循環(huán)推向完成時(shí)，水平荷載降至峰值荷載的 85%以下，試驗(yàn)結(jié)束．最終破壞形態(tài)見(jiàn)圖4g．

圖4 試驗(yàn)現(xiàn)象Fig.4 Experiment phenomena

1.5 試驗(yàn)結(jié)果

試件的水平荷載-頂點(diǎn)位移滯回曲線(xiàn)如圖 5所示．達(dá)到峰值荷載前，滯回環(huán)呈飽滿(mǎn)的梭形．隨著位移增加，滯回環(huán)由梭形轉(zhuǎn)化為反S形．由于鋼板墻側(cè)邊開(kāi)洞，減小了鋼板墻寬度，降低了鋼板墻與邊框架的剛度比．此外，洞口邊緣加勁肋在一定程度上限制了鋼板墻的面外變形，因此，試件滯回曲線(xiàn)的“捏縮”較?。?/p>

圖5 荷載-位移滯回曲線(xiàn)Fig.5 Load-displacement hysteretic curves

試件的一層層間位移為35.38 mm（層間位移角1/40），二層層間位移為 46.99 mm（層間位移角1/30），均大于《建筑抗震設(shè)計(jì)規(guī)范》（GB50011-2010）[15]中多、高層鋼結(jié)構(gòu)彈塑性層間位移角 1/50的限值，試件推、拉方向的延性系數(shù)分別為3.89、4.22，表明試件具有良好的延性．

11 .6 破壞機(jī)理

在較小的水平荷載作用下，主壓應(yīng)力方向的鋼板墻即發(fā)生屈曲，對(duì)角線(xiàn)方向形成拉力帶．隨著位移增加，拉力帶沿對(duì)角線(xiàn)逐漸向外擴(kuò)展，鋼板墻屈服面積逐漸增大，鋼板墻角部和中部在水平往復(fù)荷載作用下形成折褶，最終撕裂，之后荷載主要由框架承擔(dān)．梁端與柱壁焊縫逐漸開(kāi)裂，最終由于柱腳產(chǎn)生塑性鉸，試件破壞．試件破壞過(guò)程為鋼板墻先屈曲、后屈服，隨后鋼管混凝土柱腳形成塑性鉸而破壞．符合“鋼板墻先于框架破壞”的抗震設(shè)防理念，達(dá)到雙重設(shè)防目標(biāo)．

由于鋼板墻側(cè)邊開(kāi)洞，開(kāi)洞側(cè)槽鋼加勁肋相當(dāng)于局部邊緣構(gòu)件，為鋼板墻屈曲后拉力場(chǎng)提供錨固作用．當(dāng)槽鋼加勁肋與周邊框架的焊縫破壞后，局部邊緣構(gòu)件對(duì)鋼板墻拉力場(chǎng)的錨固作用減弱，導(dǎo)致后期鋼板墻拉力場(chǎng)未能充分開(kāi)展，影響了試件承載能力和延性的充分發(fā)揮．因此，為了充分發(fā)揮側(cè)邊開(kāi)洞鋼板墻的屈曲后性能，必須確保洞口邊緣加勁肋具有足夠的強(qiáng)度和剛度，以及加勁肋兩端與周邊框架的可靠連接．

2 數(shù)值分析與試驗(yàn)結(jié)果對(duì)比

2.1 有限元模型

采用有限元軟件 ABAQUS對(duì)試件進(jìn)行數(shù)值分析．鋼材材性參數(shù)取材性試驗(yàn)結(jié)果，泊松比為0.30．梁柱和鋼板墻選用線(xiàn)性減縮薄殼單元 S4R，混凝土選用八節(jié)點(diǎn)縮減積分格式的實(shí)體單元C3D8R．考慮幾何非線(xiàn)性、材料非線(xiàn)性及接觸非線(xiàn)性．混凝土應(yīng)力-應(yīng)變關(guān)系采用考慮鋼管約束效應(yīng)的核心混凝土應(yīng)力-應(yīng)變關(guān)系模型[16]，考慮混凝土的塑性損傷[17]，其材料塑性參數(shù)取值見(jiàn)表2．鋼管壁與混凝土之間沿法線(xiàn)方向采用“硬”接觸，切線(xiàn)方向采用庫(kù)倫摩擦模型，摩擦系數(shù)取0.6，以考慮二者間的粘結(jié)滑移．通過(guò)限制柱腳平面各個(gè)方向的位移和轉(zhuǎn)角，模擬嵌固邊界條件；限制鋼梁面外水平位移，防止鋼梁過(guò)早發(fā)生平面外失穩(wěn)．有限元模型如圖6所示．

表2 混凝土塑性參數(shù)Tab.2 Plastic coefficients of concrete

圖6 有限元模型Fig.6 Finite element model

2.2 結(jié)果對(duì)比

試驗(yàn)與有限元計(jì)算滯回曲線(xiàn)和骨架曲線(xiàn)如圖 7所示．加載初期，試件處于彈性階段，骨架曲線(xiàn)接近直線(xiàn)，有限元結(jié)果與試驗(yàn)吻合較好．試件屈服后，鋼板墻大部分屈服，剛度逐漸降低，隨著位移增大，鋼板墻開(kāi)洞一側(cè)槽鋼加勁肋與框架梁之間焊縫斷裂，降低了對(duì)鋼板墻拉力場(chǎng)的錨固．峰值荷載后，鋼板墻分擔(dān)水平荷載的比例減少，框架分擔(dān)水平荷載的比例增加．在試驗(yàn)滯回曲線(xiàn)的荷載下降段，水平荷載主要由框架承擔(dān)，荷載與剛度均下降較快．

有限元模擬了試件的理想情況，而材料強(qiáng)度的離散性、試件加工質(zhì)量、試驗(yàn)裝置間的縫隙、支撐系統(tǒng)對(duì)試件的摩擦力等因素都將對(duì)結(jié)構(gòu)性能產(chǎn)生影響．同時(shí)ABAQUS中的金屬本構(gòu)模型未能考慮材料在循環(huán)荷載下的損傷與斷裂．因此試驗(yàn)滯回曲線(xiàn)呈反“S”型，而有限元計(jì)算滯回曲線(xiàn)較為飽滿(mǎn)，“捏縮”相對(duì)較輕，有限元骨架曲線(xiàn)在達(dá)到峰值荷載后，未出現(xiàn)明顯下降段．雖然有限元結(jié)果與試驗(yàn)結(jié)果數(shù)值略有差距，但有限元模擬較好地反映了試件承載力、變形、受力機(jī)理等在往復(fù)荷載作用下發(fā)展的全過(guò)程．

圖7 試驗(yàn)與有限元結(jié)果比較Fig.7 Comparison of the test and finite element results

3 滯回性能參數(shù)分析

3.1 分析模型的建立

分析模型幾何尺寸以試驗(yàn)試件為基準(zhǔn)．鋼材選用 Q235，屈服強(qiáng)度 fy=235 N/mm2，鋼材彈性模量Es=2.06×105N/mm2．采用彈性-線(xiàn)性強(qiáng)化模型，強(qiáng)化模量Et=0.02Es．混凝土標(biāo)號(hào)為C40，標(biāo)準(zhǔn)抗壓強(qiáng)度f(wàn)c=26.8 N/mm2，彈性模量 Ec=3.25×104N/mm2，考慮鋼管對(duì)混凝土的約束效應(yīng)及混凝土材料塑性損傷．

3.2 分析參數(shù)的確定

在基本模型的基礎(chǔ)上，研究的主要參數(shù)為：邊框柱截面類(lèi)型、開(kāi)洞率 δ、鋼板墻高厚比 β、柱子抗彎剛度η和軸壓比n．

為研究邊框柱截面類(lèi)型對(duì)滯回性能的影響，設(shè)計(jì)了兩個(gè)模型，其編號(hào)分別為SC和S，SC模型的邊框柱截面為□200×6，S模型的邊框柱截面根據(jù)柱子剛度系數(shù)相等的原則將基本模型的方鋼管混凝土柱換算為工字型截面鋼柱(H150×150×8×14)[18]，其中鋼管混凝土柱截面EI和EA的計(jì)算參照文獻(xiàn)[19]的規(guī)定．為保證拉力場(chǎng)的充分開(kāi)展，邊框柱必須具有一定的抗彎剛度，為比較鋼管混凝土柱抗彎剛度對(duì)滯回性能的影響，定義“柱抗彎剛度系數(shù)η=(EI)sc/(EI)min”，其中(EI)sc為鋼管混凝土柱抗彎剛度，參照文獻(xiàn)[19]計(jì)算，(EI)min為鋼管混凝土柱最小抗彎剛度，參照文獻(xiàn)[20]計(jì)算．開(kāi)洞率 δ為洞口寬度與梁凈跨的比值，開(kāi)洞率 δ取值為 0.04～0.5，鋼板墻高厚比β取值為300～600，柱子軸壓比n 取值為 0.4～0.8．

3.3 各參數(shù)對(duì)滯回性能的影響

3.3.1 邊框柱截面類(lèi)型對(duì)滯回性能的影響

圖8為邊框柱截面類(lèi)型對(duì)滯回性能的影響．在柱子剛度系數(shù)相同的條件下，SC模型的滯回曲線(xiàn)完全包圍了S模型的滯回曲線(xiàn)，表明SC模型的整體滯回性能優(yōu)于S模型．SC模型的承載力遠(yuǎn)高于S模型，提高約28%．與工字形鋼柱相比，作為鋼板墻豎向邊緣構(gòu)件的鋼管混凝土柱，具有良好的承載力和抗側(cè)剛度．當(dāng)層間位移角未達(dá)到0.012 rad時(shí)，即未達(dá)到極限荷載時(shí)，二者滯回環(huán)面積變化曲線(xiàn)基本重合，表明此時(shí)二者能量耗散量相同；當(dāng)層間位移角超過(guò)0.012 rad時(shí)，SC模型的滯回環(huán)面積變化曲線(xiàn)明顯高于S模型，表明此時(shí)SC模型的能量耗散量遠(yuǎn)高于S模型．隨著層間位移角的增加，S模型各階段的能量耗散系數(shù)均大于SC模型，表明S模型的能量耗散效率高于SC模型．SC模型各階段的剛度均高于S模型且初始剛度相差尤為明顯，SC模型的剛度退化較S模型緩慢．

圖8 柱截面類(lèi)型對(duì)滯回性能的影響Fig.8 Influence of column section type on hysteretic behavior

3.3.2 開(kāi)洞率δ對(duì)滯回性能的影響

圖 9分別為不同開(kāi)洞率單側(cè)開(kāi)洞鋼板剪力墻的骨架曲線(xiàn)、滯回環(huán)面積曲線(xiàn)、能量耗散系數(shù)曲線(xiàn)和剛度曲線(xiàn)．隨著開(kāi)洞率的增大，單側(cè)開(kāi)洞鋼板剪力墻承載力降低，當(dāng)開(kāi)洞率δ=0.04時(shí)，承載力最大約為744 kN（正向）和764 kN(負(fù)向)，當(dāng)開(kāi)洞率δ=0.5時(shí)，承載力最小約為546 kN(正向)和550 kN(負(fù)向)．由此可知，框架跨度一定時(shí)，開(kāi)洞率增大會(huì)導(dǎo)致鋼板墻寬度減少，進(jìn)而使鋼板墻側(cè)向承載力降低且影響顯著．開(kāi)洞率越大，滯回環(huán)面積越小，結(jié)構(gòu)耗能量越少．當(dāng)開(kāi)洞率δ=0.1和δ=0.2時(shí)，滯回環(huán)面積曲線(xiàn)基本重合．層間位移角未達(dá)到0.024 rad時(shí)，開(kāi)洞率δ=0.2時(shí)能量耗散系數(shù)最大，開(kāi)洞率δ=0.5時(shí)能量耗散系數(shù)最小，表明開(kāi)洞率δ=0.2時(shí)，單側(cè)開(kāi)洞鋼板剪力墻耗能最好．開(kāi)洞率越大，初始剛度越小，當(dāng)開(kāi)洞率δ從0.04增大到0.2時(shí)，初始剛度降低幅度最小且開(kāi)洞率δ=0.1和δ=0.2的剛度曲線(xiàn)基本重合，表明開(kāi)洞會(huì)顯著降低單側(cè)開(kāi)洞鋼板剪力墻的初始剛度．

圖9 開(kāi)洞率對(duì)滯回性能的影響Fig.9 Influence of opening ratio on hysteretic behavior

3.3.3 鋼板墻高厚比β對(duì)滯回性能的影響

圖 10分別為不同高厚比單側(cè)開(kāi)洞鋼板剪力墻的骨架曲線(xiàn)、滯回環(huán)面積曲線(xiàn)、能量耗散系數(shù)曲線(xiàn)和剛度曲線(xiàn)．

圖10 高厚比對(duì)滯回性能的影響Fig.10 Influence of height-to-thickness on hysteretic behavior

隨著高厚比的增大，單側(cè)開(kāi)洞鋼板剪力墻承載力降低，高厚比β超過(guò)500之后，承載力降低幅度很?。?dāng)高厚比 β=300時(shí)，承載力最大約為 617 kN(正向)和613 kN(負(fù)向)，當(dāng)高厚比β=600時(shí)，承載力最小約為467 kN(正向)和471 kN(負(fù)向)．高厚比越大，滯回環(huán)面積越小，結(jié)構(gòu)耗能量越少，與骨架曲線(xiàn)類(lèi)似，高厚比β超過(guò)500后，滯回環(huán)面積降低幅度很?。畬娱g位移角達(dá)到0.027 rad之前，能量耗散系數(shù)隨著高厚比的增大而減少，高厚比β=500～600的能量耗散系數(shù)曲線(xiàn)基本重合．高厚比越大，初始剛度越小，當(dāng)高厚比從500增大到600時(shí)，初始剛度降低幅度較小，說(shuō)明增大高厚比會(huì)顯著降低單側(cè)開(kāi)洞鋼板剪力墻的初始剛度．

3.3.4 柱子抗彎剛度η對(duì)滯回性能的影響

圖 11分別為不同柱子抗彎剛度系數(shù)的單側(cè)開(kāi)洞鋼板剪力墻的骨架曲線(xiàn)、滯回環(huán)面積曲線(xiàn)、能量耗散系數(shù)曲線(xiàn)和剛度曲線(xiàn)．

圖11 柱抗彎剛度對(duì)滯回性能的影響Fig.11 Influence of column bending stiffness on hysteretic behavior

隨著柱子抗彎剛度系數(shù)的增大，單側(cè)開(kāi)洞鋼板剪力墻承載力提高．當(dāng)柱子抗彎剛度系數(shù)η從1.0增大到4.0時(shí)，承載力逐漸提高但提高幅度逐漸減小；當(dāng)抗彎剛度系數(shù)η從4.0增大到5.0時(shí)，承載力提高且幅度突然增大，此時(shí)柱子抗彎剛度已接近無(wú)限剛的情況．與骨架曲線(xiàn)變化規(guī)律類(lèi)似，抗彎剛度系數(shù)越大，滯回環(huán)面積越大，結(jié)構(gòu)耗能量越大．除η=4.0和η=5.0兩條曲線(xiàn)之外，其他三條能量耗散系數(shù)曲線(xiàn)相差不大，基本重合，三條曲線(xiàn)中當(dāng)η=3.0時(shí)能量耗散系數(shù)最大．柱子抗彎剛度系數(shù)越大，初始剛度越大．當(dāng)抗彎剛度系數(shù)η從1.0增大到3.0時(shí)，初始剛度逐漸提高但提高幅度逐漸減?。划?dāng)抗彎剛度系數(shù)η從3.0增大到4.0時(shí)，初始剛度提高且提高幅度突然增大，隨著層間位移角的增大，兩條剛度曲線(xiàn)逐漸重合．

圖12 von Mises應(yīng)力云圖Fig.12 von Mises stress diagram

由圖12可知，不同抗彎剛度系數(shù)的單側(cè)開(kāi)洞鋼板剪力墻拉力帶均已充分開(kāi)展，但鋼管混凝土框架柱的應(yīng)力分布卻不盡相同．當(dāng)η=1.0和η=2.0時(shí)，一層鋼管混凝土柱大部分屈服，當(dāng)η超過(guò)3.0時(shí)，一層鋼管混凝土柱僅柱腳部分屈服，且鋼管混凝土柱應(yīng)力分布基本相同．

3.3.5 軸壓比n對(duì)滯回性能的影響

圖 13分別為不同軸壓比單側(cè)開(kāi)洞鋼板剪力墻的骨架曲線(xiàn)、滯回環(huán)面積曲線(xiàn)、能量耗散系數(shù)曲線(xiàn)和剛度曲線(xiàn)．

圖13 軸壓比對(duì)滯回性能的影響Fig.13 Influence of axial compression ratio on hysteretic behavior

隨著軸壓比的增大，單側(cè)開(kāi)洞鋼板剪力墻承載力降低，但降低幅度不大．當(dāng)軸壓比n=0.4時(shí)，承載力最大約為581 kN(正向)和575 kN(負(fù)向)；當(dāng)軸壓比n=0.8時(shí)，承載力最小約為529kN (正向)和520 kN(負(fù)向)，最小值比最大值降低約9.0%．表明軸壓比對(duì)單側(cè)開(kāi)洞鋼板剪力墻的側(cè)向承載力影響較?。S壓比n=0.8外，其他軸壓比情況下的滯回環(huán)面積曲線(xiàn)重合，表明除軸壓比很大時(shí)會(huì)降低耗能外，當(dāng)軸壓比較小時(shí)，軸壓比對(duì)結(jié)構(gòu)耗能量影響很?。S壓比越大，能量耗散系數(shù)越大，耗能效率越高．軸壓比越大，初始剛度越小，但初始剛度降低幅度較小，不同軸壓比的剛度曲線(xiàn)基本重合，說(shuō)明軸壓比對(duì)單側(cè)開(kāi)洞鋼板剪力墻的初始剛度影響較小．

4 結(jié)論

(1) 方鋼管混凝土柱為鋼板墻發(fā)揮屈曲后強(qiáng)度提供了有效錨固．在框架柱破壞之前，鋼板墻充分屈服并耗散能量，符合“鋼板墻先于框架破壞”的抗震設(shè)防理念，達(dá)到雙重抗震設(shè)防目標(biāo)．

(2) 在柱子剛度系數(shù)近似相等的條件下，與工字形鋼柱相比，采用方鋼管混凝土柱作為開(kāi)洞鋼板墻的豎向邊框能夠顯著提高結(jié)構(gòu)承載力、滯回環(huán)面積和剛度，但會(huì)降低能量耗散系數(shù)．柱子抗彎剛度會(huì)顯著影響單側(cè)開(kāi)洞鋼板剪力墻的承載力、滯回曲線(xiàn)飽滿(mǎn)度、能量耗散量和初始剛度，抗彎剛度系數(shù)越大，上述指標(biāo)越大．

(3) 高厚比顯著影響單側(cè)開(kāi)洞鋼板剪力墻的承載力、滯回曲線(xiàn)飽滿(mǎn)度、能量耗散量和初始剛度，高厚比越大，上述指標(biāo)越?。?dāng)高厚比超過(guò)500時(shí)，繼續(xù)增大高厚比，對(duì)上述各指標(biāo)降低幅度不明顯．

(4) 軸壓比顯著影響單側(cè)開(kāi)洞鋼板剪力墻的能量耗散系數(shù)，軸壓比越大能量耗散系數(shù)越大，但對(duì)承載力、滯回曲線(xiàn)飽滿(mǎn)度和初始剛度影響很小．

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