張艷霞，龐占洋，武丙龍，王 彥

(1. 北京建筑大學(xué)北京未來(lái)城市設(shè)計(jì)高精尖創(chuàng)新中心，北京 100044；2. 北京建筑大學(xué)工程結(jié)構(gòu)與新材料北京市高等學(xué)校工程研究中心，北京 100044；3. 北京建筑大學(xué)土木與交通工程學(xué)院，北京 100044)

近年來(lái)，地震災(zāi)害頻發(fā)，傳統(tǒng)鋼結(jié)構(gòu)建筑震后殘余變形大，修復(fù)困難，而自復(fù)位結(jié)構(gòu)實(shí)現(xiàn)了在震中基于微損，震后無(wú)需修復(fù)或稍加修復(fù)即可繼續(xù)使用，受到國(guó)內(nèi)外學(xué)者的廣泛關(guān)注。1997 年Garlock[1]率先提出新型的基于角鋼耗能的梁柱節(jié)點(diǎn)，該梁柱節(jié)點(diǎn)通過(guò)預(yù)應(yīng)力鋼絞線進(jìn)行連接，水平荷載作用下，節(jié)點(diǎn)開(kāi)口并通過(guò)角鋼進(jìn)行耗能，震后在預(yù)應(yīng)力作用下使節(jié)點(diǎn)復(fù)位。此后，專家學(xué)者們基于不同的耗能裝置進(jìn)行了研究。Christopoulos[2]首次利用耗能棒代替耗能元件；Rojas[3]提出在梁翼緣外側(cè)設(shè)置摩擦裝置的節(jié)點(diǎn)構(gòu)造形式；Clayton等[4?6]提出鋼板剪力墻-自復(fù)位結(jié)構(gòu)體系并對(duì)該結(jié)構(gòu)體系進(jìn)行了理論與試驗(yàn)的一系列研究；Ali 等[7]對(duì)提出的一種在梁上下翼緣安裝餅狀耗能器進(jìn)行耗能的新型自復(fù)位梁柱節(jié)點(diǎn)連接方式進(jìn)行試驗(yàn)研究，Ahmadreza 等[8]通過(guò)ABAQUS 有限元分析軟件對(duì)該試驗(yàn)進(jìn)行數(shù)值模擬工作；Wang 等[9]對(duì)帶豎縫鋼板剪力墻的自復(fù)位鋼框架進(jìn)行試驗(yàn)研究；李啟才團(tuán)隊(duì)[10]將蝴蝶型鋼板剪力墻應(yīng)用于自復(fù)位結(jié)構(gòu)并完成相關(guān)試驗(yàn)研究；劉學(xué)春等[11]提出一種兩邊連接間斷式蓋板鋼板剪力墻連接節(jié)點(diǎn)，并與一個(gè)兩邊焊接鋼框架-鋼板剪力墻進(jìn)行對(duì)比試驗(yàn)研究；劉嘉琳等[12]提出帶自復(fù)位耗能支撐鋼板剪力墻，建立有限元模型對(duì)其進(jìn)行詳細(xì)研究。通過(guò)研究發(fā)現(xiàn)，傳統(tǒng)的自復(fù)位結(jié)構(gòu)應(yīng)用于高層建筑時(shí)需要進(jìn)行高空張拉鋼絞線，施工難度大，效率低。針對(duì)這一問(wèn)題，張艷霞課題組提出裝配式自復(fù)位鋼框架結(jié)構(gòu)體系[13?18]，進(jìn)行一系列相關(guān)試驗(yàn)研究和力學(xué)理論分析[19]，提出該體系性能化設(shè)計(jì)目標(biāo)、設(shè)計(jì)方法和設(shè)計(jì)流程，該體系實(shí)現(xiàn)了地面張拉鋼絞線，結(jié)構(gòu)震后殘余變形小，抗震性能好。

在結(jié)構(gòu)跨度較大時(shí)，裝配式自復(fù)位鋼框架結(jié)構(gòu)難以滿足規(guī)范規(guī)定層間位移角限值[20]，結(jié)構(gòu)塑性變形較大，基于這一問(wèn)題，張艷霞課題組提出將中間柱型阻尼器應(yīng)用于裝配式自復(fù)位結(jié)構(gòu)中[21]，通過(guò)試驗(yàn)驗(yàn)證該結(jié)構(gòu)體系各項(xiàng)性能良好。同時(shí)，課題組提出另一種解決方案，將鋼板剪力墻應(yīng)用于裝配式自復(fù)位結(jié)構(gòu)中[22]，通過(guò)有限元軟件進(jìn)行變參數(shù)分析，研究了板件開(kāi)縫情況、厚度和寬度對(duì)結(jié)構(gòu)動(dòng)力性能的影響，結(jié)果表明，開(kāi)縫鋼板剪力墻比不開(kāi)縫鋼板剪力墻具有更好的耗能能力，且能夠保護(hù)主體結(jié)構(gòu)，減少結(jié)構(gòu)塑性損傷，在8 度罕遇地震作用下，層間位移角達(dá)到1/45 時(shí)，開(kāi)縫鋼板剪力墻依然具有良好的性能。本文在課題組以往研究的基礎(chǔ)上，設(shè)計(jì)一榀帶有開(kāi)縫鋼板剪力墻的裝配式自復(fù)位鋼框架并進(jìn)行擬靜力試驗(yàn)，研究結(jié)構(gòu)的滯回性能、剛度退化、復(fù)位性能以及結(jié)構(gòu)在往復(fù)荷載作用下的破壞模式和特征等性能，得到該新型結(jié)構(gòu)的力學(xué)性能，為今后理論研究和工程應(yīng)用提供試驗(yàn)依據(jù)。

1 結(jié)構(gòu)構(gòu)造及試件設(shè)計(jì)

裝配式自復(fù)位鋼框架-開(kāi)縫鋼板剪力墻結(jié)構(gòu)由裝配式自復(fù)位鋼框架和開(kāi)縫鋼板剪力墻兩部分組成，通過(guò)高強(qiáng)螺栓進(jìn)行連接，構(gòu)造示意圖如圖1所示，中間長(zhǎng)梁段腹板在高強(qiáng)螺栓連接位置開(kāi)長(zhǎng)圓孔，并與剪切板之間夾有3 mm 厚的黃銅板，保證摩擦系數(shù)穩(wěn)定。其中裝配式自復(fù)位鋼框架由鋼柱和預(yù)應(yīng)力鋼梁組成。在地震作用下，短梁段與長(zhǎng)梁段節(jié)點(diǎn)之間產(chǎn)生開(kāi)口并進(jìn)行摩擦耗能。當(dāng)?shù)卣鹱饔媒Y(jié)束后，結(jié)構(gòu)在預(yù)應(yīng)力鋼絞線的作用下實(shí)現(xiàn)自復(fù)位，節(jié)點(diǎn)開(kāi)口閉合，結(jié)構(gòu)功能恢復(fù)。

圖1 構(gòu)造示意圖Fig.1 Structural diagram

式中：Isy為豎直方向加勁肋的截面慣性矩；tw為鋼板剪力墻的厚度；Le為鋼板剪力墻的凈跨度；ν為鋼材的泊松比。

圖2 鋼板剪力墻試件詳圖 /mm Fig.2 Details of steel plate shear wall

經(jīng)過(guò)計(jì)算，本試驗(yàn)中開(kāi)縫鋼板剪力墻兩側(cè)加勁肋采用30 mm×90 mm 的矩形鋼板。

開(kāi)縫鋼板剪力墻和框架梁采用螺栓連接，連接構(gòu)造應(yīng)符合《鋼板剪力墻技術(shù)規(guī)程》(JGJ/T 380?2015)[23]規(guī)定：

螺栓最大剪力Vmax計(jì)算公式如下：

式中：Vh為高強(qiáng)螺栓的水平剪力；M1為板上傾覆力矩；n1為墻板上端或下端高強(qiáng)螺栓個(gè)數(shù)；Vv為板上傾覆力矩M1引起的螺栓豎向剪力，各螺栓分擔(dān)的剪力按照線性分布。

經(jīng)過(guò)計(jì)算，連接螺栓采用10.9 級(jí)M20 的摩擦型高強(qiáng)螺栓，栓孔直徑為22 mm。

2 試驗(yàn)方案

2.1 試驗(yàn)構(gòu)件拼裝

拼裝過(guò)程模擬施工現(xiàn)場(chǎng)工序，首先完成鋼梁的拼接和預(yù)應(yīng)力張拉工作。長(zhǎng)梁腹板與焊接在短梁端部的兩塊拼接板通過(guò)高強(qiáng)螺栓連接，拼接板與長(zhǎng)梁腹板之間插入黃銅板，如圖3(a)所示。在長(zhǎng)梁腹板與短梁段橫向加勁肋之間穿入預(yù)應(yīng)力鋼絞線，如圖3(b)所示；在短梁段縱向加勁肋處安裝錨具及調(diào)節(jié)螺母，采用45 t 千斤頂對(duì)錨固端和張拉端進(jìn)行預(yù)張拉，如圖3(c)所示；然后用30 t千斤頂和調(diào)節(jié)螺母配合將索力精確調(diào)節(jié)至預(yù)定值，如圖3(d)所示，最后在錨具末端安裝防松螺母，預(yù)應(yīng)力鋼梁拼接和張拉工序完成。

圖3 拼裝自復(fù)位梁及張拉鋼絞線Fig.3 Assembly of self-resetting beams and tensioned strands

柱腳與試驗(yàn)室地梁通過(guò)壓梁連接以達(dá)到實(shí)際工程中的固接形式，將預(yù)應(yīng)力鋼梁吊裝到兩柱之間，梁端與柱子采用傳統(tǒng)的栓焊混合連接方式。梁端剪力墻與鋼框架通過(guò)高強(qiáng)螺栓進(jìn)行連接，平面框架安裝完畢后，由于該試件為單榀框架，為了防止發(fā)生構(gòu)件面外失穩(wěn)，在試件兩側(cè)加設(shè)4 道側(cè)向支撐，最后將作動(dòng)器與結(jié)構(gòu)加載端進(jìn)行連接，安裝完畢后如圖4 所示。

2.2 加載裝置

試驗(yàn)在北京建筑大學(xué)結(jié)構(gòu)實(shí)驗(yàn)室水平加載裝置上完成。水平往復(fù)加載采用成都邦威8 通道200 t電液伺服控制系統(tǒng)作動(dòng)器，其一端固定在反力墻上，另一端與梁加載端用4 根M50 高強(qiáng)絲杠連接，豎向荷載通過(guò)3 個(gè)豎向千斤頂在東、西兩側(cè)柱頂和梁跨中位置進(jìn)行施加，加載裝置見(jiàn)圖5。

圖4 整體結(jié)構(gòu)Fig.4 Overall structure

圖5 試驗(yàn)裝置圖Fig.5 Test device of specimen

2.3 加載制度

根據(jù)《建筑抗震試驗(yàn)規(guī)程》(JGJ/T 101?2015)[24]，采用框架的層間位移角進(jìn)行控制加載，如圖6 所示，試驗(yàn)的加載歷程為：0.00375 rad，2 個(gè)循環(huán)；

0.005 rad， 2 個(gè)循環(huán)； 0.0075 rad， 2 個(gè)循環(huán)； 0.01 rad，2 個(gè)循環(huán)；0.015 rad，2 個(gè)循環(huán)；0.02 rad，2 個(gè)循環(huán)，由于試驗(yàn)室設(shè)備條件限制，本試驗(yàn)做到層間位移角1/50 時(shí)停止。試驗(yàn)正式加載前，先在柱頂和梁中分別施加755 kN 和96 kN 的豎向軸力，再進(jìn)行水平加載，加載速度為15 mm/min。

圖6 加載制度Fig.6 Loading procedure

2.4 測(cè)量?jī)?nèi)容

試驗(yàn)過(guò)程中數(shù)據(jù)的采集主要有以下內(nèi)容：

1)荷載的測(cè)量

試驗(yàn)過(guò)程中的水平和豎向荷載由作動(dòng)器上的荷載傳感器實(shí)時(shí)監(jiān)測(cè)。

2)預(yù)應(yīng)力鋼絞線索力的測(cè)量

鋼絞線索力采用中國(guó)航天空氣動(dòng)力技術(shù)研究院生產(chǎn)的BK-1 型傳感器和靜態(tài)應(yīng)變儀相結(jié)合的方式進(jìn)行監(jiān)測(cè)。

3)位移的測(cè)量

如圖7 所示，在東西柱柱頂分別布置量程為150 mm 的大位移計(jì)記錄柱頂位移，節(jié)點(diǎn)開(kāi)口處通過(guò)4 個(gè)直線位移電位計(jì)進(jìn)行監(jiān)測(cè)；在鋼板墻上排開(kāi)縫以及兩排縫中間處的側(cè)向位置布置4 個(gè)位移計(jì)用來(lái)測(cè)量墻板水平位移，在東、西兩側(cè)柱底和鋼板墻底部分別布置2 個(gè)位移計(jì)監(jiān)測(cè)柱腳以及墻板底部的水平滑移量。

4)應(yīng)變的測(cè)量

試件在加載過(guò)程中通過(guò)布置應(yīng)變片對(duì)試件的應(yīng)變變化進(jìn)行實(shí)時(shí)監(jiān)測(cè)，在鋼梁翼緣和腹板以及加強(qiáng)板等位置布置應(yīng)變片，記錄加載過(guò)程中鋼梁的應(yīng)變變化，在東、西兩側(cè)柱腳，中部、頂部柱翼緣以及節(jié)點(diǎn)域位置布置應(yīng)變片和應(yīng)變花，測(cè)量鋼柱的應(yīng)變變化，在鋼板墻四個(gè)角部縫間小柱等處布置應(yīng)變片和應(yīng)變花來(lái)監(jiān)測(cè)鋼板墻的受力性能變化，在墻板兩側(cè)的加勁肋上、下位置布置應(yīng)變片，測(cè)量其塑性發(fā)展，試件具體的應(yīng)變片布置方案如圖7 所示。

圖7 試件測(cè)點(diǎn)布置Fig.7 Arrangement of testing points

3 試驗(yàn)現(xiàn)象

試驗(yàn)開(kāi)始后，首先在東西兩側(cè)柱頂以及梁跨中位置施加軸力，此后進(jìn)行水平位移加載。在試件加載初期，在層間位移角0.00375 rad 時(shí)，結(jié)構(gòu)無(wú)明顯現(xiàn)象。加載到層間位移角0.005 rad 時(shí)，鋼板剪力墻四個(gè)角部及對(duì)角線部位應(yīng)變?cè)龃竺黠@，其中墻板西側(cè)下部應(yīng)變最大達(dá)到2009 με，開(kāi)始進(jìn)入塑性，鋼板沿對(duì)角線方向產(chǎn)生屈曲變形，如圖8所示，卸載至零點(diǎn)附近時(shí)屈曲變形發(fā)生反向變形，但沒(méi)有響聲，鋼板墻在對(duì)角方向形成了輕微拉力帶。當(dāng)層間位移角達(dá)到0.0075 rad 時(shí)，該結(jié)構(gòu)處于彈塑性階段，鋼板剪力墻西側(cè)上部應(yīng)變較大，最大達(dá)到了2500 με，縫間短柱沿拉力帶方向開(kāi)始出現(xiàn)彎扭失穩(wěn)現(xiàn)象，鋼板墻發(fā)生整體面外屈曲變形，拉力帶形成，兩側(cè)加勁肋出現(xiàn)輕微面外變形，如圖9 所示，結(jié)構(gòu)位移回到平衡位置附近時(shí)，鋼板墻拉力帶以及屈曲變形忽然改變方向并發(fā)出低沉的響聲。鋼梁和鋼柱均處于彈性狀態(tài)。

當(dāng)層間位移角為0.01 rad 時(shí)，鋼板剪力墻全面進(jìn)入塑性，拉力帶形成愈加明顯，面外屈曲變形加重，墻西側(cè)上角部第一排縫間短柱端部出現(xiàn)輕微裂紋，如圖10、圖11 所示。分析開(kāi)縫處出現(xiàn)裂紋的主要原因是，鋼板墻在往復(fù)荷載作用下對(duì)角線位置率先形成拉力帶，角部受力最大，因此縫間短柱首先會(huì)被撕裂。而鋼梁和鋼柱此時(shí)仍然處于彈性階段，梁柱連接節(jié)點(diǎn)產(chǎn)生開(kāi)口，最大開(kāi)口達(dá)到1.8 mm，對(duì)應(yīng)的開(kāi)口轉(zhuǎn)角為0.4%。

圖8 0.005 rad 試驗(yàn)鋼板剪力墻照片F(xiàn)ig.8 Test photo of steel plate shear wall at 0.005 rad

圖9 0.0075 rad 試驗(yàn)鋼板剪力墻照片F(xiàn)ig.9 Test photo steel plate shear wall at 0.0075 rad

圖10 0.01 rad 試驗(yàn)鋼板剪力墻照片F(xiàn)ig.10 Test photo of steel plate shear wall at 0.01 rad

當(dāng)層間位移角為0.015 rad 時(shí)，鋼板墻東上及西下部位的豎縫處也出現(xiàn)輕微撕裂現(xiàn)象，原撕裂部位的裂縫有繼續(xù)開(kāi)展變大趨勢(shì)，如圖12 所示，鋼板在往復(fù)荷載作用下，面外變形加重，形成較為清晰的對(duì)角拉力帶，鋼板墻兩側(cè)加勁肋屈服并出現(xiàn)屈曲。梁柱節(jié)點(diǎn)最大開(kāi)口達(dá)到4.2 mm，對(duì)應(yīng)的開(kāi)口轉(zhuǎn)角是0.93%。

圖11 縫間小柱輕微撕裂Fig.11 Slight tearing of short column between seams

當(dāng)層間位移角達(dá)到0.02 rad 時(shí)，鋼板墻的面外變形嚴(yán)重，縫間短柱均發(fā)生彎扭失穩(wěn)，豎縫部位多處出現(xiàn)裂縫，原有裂縫繼續(xù)擴(kuò)展，如圖13 所示。鋼板墻兩側(cè)加勁肋屈曲變形較大，如圖14 所示，但加勁肋與墻板連焊縫處并未出現(xiàn)斷裂現(xiàn)象，此時(shí)，鋼框架僅有東側(cè)柱子的柱腳進(jìn)入塑性，最大應(yīng)變達(dá)到?4000 με，東側(cè)短梁段上翼緣應(yīng)變達(dá)到1528 με，梁柱節(jié)點(diǎn)開(kāi)口為7.4 mm，對(duì)應(yīng)的開(kāi)口轉(zhuǎn)角為1.64%，開(kāi)口如圖15(a)所示。

試驗(yàn)結(jié)束卸載后，開(kāi)縫鋼板剪力墻面外鼓曲且縫間短柱彎扭失穩(wěn)嚴(yán)重，兩側(cè)加勁肋存在側(cè)向變形，如圖16 所示。梁柱節(jié)點(diǎn)最大殘余開(kāi)口為0.7 mm，開(kāi)口轉(zhuǎn)角為0.02%，梁柱基本恢復(fù)到初始位置，如圖15(b)所示，實(shí)現(xiàn)了震后自復(fù)位能力。拆除構(gòu)件時(shí)發(fā)現(xiàn)鋼板剪力墻與鋼框梁連接采用的高強(qiáng)螺栓保持完好，未發(fā)生螺栓滑移現(xiàn)象，說(shuō)明本試驗(yàn)中采用的高強(qiáng)螺栓連接墻梁方式是安全可靠的。

圖13 0.02 rad 試驗(yàn)鋼板剪力墻照片F(xiàn)ig.13 Test photo of steel plate shear wall at 0.02 rad

圖14 加勁肋變形照片F(xiàn)ig.14 Photo of stiffener deformation

圖15 梁柱節(jié)點(diǎn)開(kāi)口示意圖Fig.15 Gap opening of beam column joint

4 試驗(yàn)結(jié)果分析

4.1 滯回曲線

圖16 試驗(yàn)結(jié)束后鋼板剪力墻照片F(xiàn)ig.16 Photo of steel plate shear wall after test

裝配式自復(fù)位鋼框架-開(kāi)縫鋼板剪力墻結(jié)構(gòu)的滯回曲線見(jiàn)圖17，在加載初期結(jié)構(gòu)剛度較大，并處于彈性加載階段(0.005 rad)，荷載-位移曲線接近線性關(guān)系。隨著荷載增加，開(kāi)縫鋼板剪力墻開(kāi)始進(jìn)行屈服耗能，結(jié)構(gòu)剛度發(fā)生退化，滯回曲線的斜率較上一級(jí)略有減小，但滯回環(huán)的包絡(luò)面積較上一級(jí)變大并趨于飽滿。層間位移角達(dá)到0.01 rad時(shí)，梁柱節(jié)點(diǎn)出現(xiàn)開(kāi)口并進(jìn)行摩擦耗能，由于鋼板墻在對(duì)角線以及角部位置鼓曲變形加重且鋼板剪力墻在開(kāi)縫處開(kāi)始出現(xiàn)裂紋，此時(shí)的荷載-位移曲線發(fā)生輕微捏攏，但總體形狀仍飽滿。試件在規(guī)范規(guī)定的彈塑性層間位移角限值1/50[15]時(shí)，由于試驗(yàn)室設(shè)備條件限制停止試驗(yàn)，但是此時(shí)試件的承載力并未出現(xiàn)下降，表現(xiàn)出良好的變形能力。

圖17 荷載-位移滯回曲線Fig.17 Load-displacement hysteretic loops of specimens

4.2 骨架曲線

結(jié)構(gòu)的骨架曲線如圖18 所示。結(jié)構(gòu)在初始加載階段，自復(fù)位鋼框架和鋼板墻共同抵御外力，隨著側(cè)移的增加，鋼板墻縫間短柱率先失穩(wěn)，墻板屈服耗能，導(dǎo)致結(jié)構(gòu)整體剛度減小，但此時(shí)墻板仍能提供足夠的剛度和承擔(dān)更多的荷載作用。從圖18可以看出，結(jié)構(gòu)的承載力隨著位移的增加而增大，未出現(xiàn)減小現(xiàn)象，骨架曲線表現(xiàn)為穩(wěn)步上升，但上升的速率逐漸減慢。當(dāng)層間位移角達(dá)到1/50時(shí)，鋼板墻的塑性發(fā)展比較充分，骨架曲線走向趨于平緩，水平荷載增長(zhǎng)越來(lái)越慢，此時(shí)該結(jié)構(gòu)仍未達(dá)到峰值承載力，且還有繼續(xù)增長(zhǎng)的趨勢(shì)。

圖18 骨架曲線Fig.18 Skeleton curve

4.3 耗能能力

根據(jù)規(guī)范[24]，結(jié)構(gòu)耗能能力的大小可以用能量耗散系數(shù)E來(lái)衡量,E越大表明結(jié)構(gòu)的耗能能力越好。通過(guò)計(jì)算結(jié)構(gòu)第一圈加載的滯回曲線面積得到結(jié)構(gòu)耗散的能量值，如圖19 所示，再求得此時(shí)結(jié)構(gòu)的能量耗散系數(shù)，來(lái)衡量結(jié)構(gòu)在各個(gè)加載級(jí)中的耗能能力以及耗能變化趨勢(shì)，結(jié)構(gòu)耗能性能的具體數(shù)據(jù)如表1 所示。

在層間位移角0.00375 rad 時(shí)，結(jié)構(gòu)耗能較小，能量耗散值僅為4542 kN·mm；在層間位移角0.005 rad 時(shí)，鋼板墻在對(duì)角方向形成輕微拉力帶，鋼板墻部分觀測(cè)點(diǎn)開(kāi)始進(jìn)入塑性并耗能，能量耗散值為13633 kN·mm；在層間位移角0.0075 rad時(shí)，觀測(cè)點(diǎn)進(jìn)入塑性部分增多，鋼板墻在對(duì)角線方向形成拉力帶，且縫間短柱沿拉力帶方向開(kāi)始出現(xiàn)彎扭失穩(wěn)，耗能持續(xù)增加，能量耗散值為26511 kN·mm；在層間位移角0.01 rad 時(shí)，鋼板墻面外屈曲變形加重，部分縫間短柱端部出現(xiàn)輕微裂紋，此時(shí)梁柱節(jié)點(diǎn)產(chǎn)生開(kāi)口進(jìn)行摩擦耗能，與鋼板墻共同耗能，能量耗散值增長(zhǎng)至39127 kN·mm；在層間位移角0.015 rad 時(shí)，鋼板墻的變形由整體屈曲變形轉(zhuǎn)變?yōu)榭p間短柱的彎扭變形為主，由于縫間短柱端部新裂縫的出現(xiàn)以及舊裂縫的持續(xù)擴(kuò)展，梁柱節(jié)點(diǎn)開(kāi)口繼續(xù)增大，能量耗散值增長(zhǎng)迅速，達(dá)到81046 kN·mm；在層間位移角0.02 rad時(shí)，縫間短柱端部新裂縫出現(xiàn)持續(xù)增加，原有裂縫繼續(xù)擴(kuò)展，梁柱節(jié)點(diǎn)開(kāi)口達(dá)到最大，此時(shí)的能量耗散值增也達(dá)到最大，為125994 kN·mm。結(jié)構(gòu)通過(guò)開(kāi)縫鋼板剪力墻屈服耗能和梁柱節(jié)點(diǎn)產(chǎn)生開(kāi)口耗能，表現(xiàn)出良好的耗能能力。

圖19 能量耗散圖Fig.19 Energy dissipation

表1 能量耗散分析Table 1 Energy dissipation analysis

4.4 承載力和剛度退化

取各個(gè)加載級(jí)中第二個(gè)循環(huán)的峰值荷載與第一個(gè)循環(huán)的峰值荷載的比值作為承載力退化系數(shù)。表2 為各個(gè)加載級(jí)結(jié)構(gòu)承載力退化系數(shù)及剛度，圖20 為試件的承載力退化系數(shù)曲線，其波動(dòng)均較小，保持在0.9 以上，說(shuō)明該結(jié)構(gòu)的承載能力較穩(wěn)定。結(jié)構(gòu)剛度反映了結(jié)構(gòu)變形能力，由于試件中墻板產(chǎn)生塑性變形以及梁柱節(jié)點(diǎn)產(chǎn)生開(kāi)口，剛度會(huì)在反復(fù)荷載作用下減小。本試驗(yàn)采用每個(gè)加載級(jí)在第一個(gè)循環(huán)時(shí)所對(duì)應(yīng)的割線剛度，從正、負(fù)兩個(gè)方向反映割線剛度退化程度的不同，試件剛度退化曲線見(jiàn)圖21。結(jié)構(gòu)初始正向和負(fù)向剛度大小分別為72098 N/mm 和85357 N/mm。在層間位移角0.005 rad 時(shí)，結(jié)構(gòu)的正向和負(fù)向剛度分別為63319 N/mm 和73464 N/mm，較初始剛度分別下降了12.18%和13.95%；在層間位移角0.0075 rad 時(shí)，結(jié)構(gòu)的正向和負(fù)向剛度分別為50363 N/mm 和53649 N/mm，較初始剛度分別下降了30.15%和37.15%，分析原因可知，開(kāi)縫鋼板墻縫間短柱沿拉力帶方向開(kāi)始出現(xiàn)彎扭失穩(wěn)現(xiàn)象，開(kāi)縫鋼板墻發(fā)生整體面外屈曲變形，導(dǎo)致剛度下降；在層間位移角0.01 rad 時(shí)，結(jié)構(gòu)的正向和負(fù)向剛度分別為42835 N/mm 和42217 N/mm，較初始剛度分別下降了40.58%和50.54%，分析原因可知，此時(shí)梁柱節(jié)點(diǎn)產(chǎn)生開(kāi)口，開(kāi)縫鋼板剪力墻塑性發(fā)展面積增大且鋼板墻豎縫位置出現(xiàn)裂紋，導(dǎo)致結(jié)構(gòu)剛度降低較多。在層間位移角0.01 rad以后，結(jié)構(gòu)剛度退化曲線越來(lái)越趨于平緩，總體來(lái)看，結(jié)構(gòu)剛度退化持續(xù)、穩(wěn)定。

表2 結(jié)構(gòu)承載力退化系數(shù)及剛度Table 2 Structural strength and stiffness

圖20 承載力退化系數(shù)曲線Fig.20 Strength degradation curves

圖21 剛度退化曲線Fig.21 Stiffness degradation curve

4.5 應(yīng)變分析

通過(guò)試驗(yàn)數(shù)據(jù)分析可得到，鋼框架主體結(jié)構(gòu)發(fā)生應(yīng)變較大位置分別是柱腳、梁柱節(jié)點(diǎn)域位置，其他部位應(yīng)變值較小、均處于彈性狀態(tài)，構(gòu)件截面的屈服應(yīng)變?yōu)?000 με，表3 為構(gòu)件截面最大應(yīng)變值，典型部位的應(yīng)變變化見(jiàn)圖22，本試驗(yàn)屈服應(yīng)變?yōu)榧虞d至層間位移角0.0075 rad 時(shí)，結(jié)構(gòu)構(gòu)件均處于彈性狀態(tài)；在層間位移角0.01 rad 時(shí)，梁柱節(jié)點(diǎn)域應(yīng)變最大，接近屈服，應(yīng)變值為?1726 με，結(jié)構(gòu)構(gòu)件均處于彈性狀態(tài)；在層間位移角0.015 rad

時(shí)，東柱柱腳部分區(qū)域開(kāi)始進(jìn)入塑性，最大應(yīng)變值為?2123 με，其他構(gòu)件均處于彈性狀態(tài)；在層間位移角0.02 rad 時(shí)，東柱柱腳翼緣處部分觀測(cè)點(diǎn)最大應(yīng)變值為?4000 με。梁、柱節(jié)點(diǎn)域翼緣盡管應(yīng)變值較大，但始終低于屈服應(yīng)變，處于彈性狀態(tài)。開(kāi)縫鋼板剪力墻能夠很好的保護(hù)自復(fù)位鋼框架主體結(jié)構(gòu)，使之在規(guī)范限值層間位移角1/50 時(shí)基本處于彈性狀態(tài)。

表3 構(gòu)件截面最大應(yīng)變值Table 3 Maximum strains of component section

圖22 典型部位應(yīng)變變化Fig.22 Variation of strain

4.6 索力與自復(fù)位能力

在水平荷載作用下，中間梁段與短梁段連接豎板的接觸面脫開(kāi)，預(yù)應(yīng)力鋼絞線伸長(zhǎng)，索力增大，開(kāi)口閉合后，預(yù)應(yīng)力索基本恢復(fù)到初始長(zhǎng)度和初始索力值。本試驗(yàn)中初始預(yù)應(yīng)力為145 kN，0.25Tu。表4 給出不同層間位移角時(shí)鋼絞線最大索力Tmax與極限索力Tu的比值，其中索力1、2、3、7 為中間索，剩余4 根為外側(cè)索。在層間位移角為0.01 rad 時(shí)，梁柱節(jié)點(diǎn)產(chǎn)生開(kāi)口，最大開(kāi)口為1.8 mm，此時(shí)最大索力為0.352Tu，0.01 rad 加載結(jié)束回到平衡位置時(shí)，恢復(fù)至初始索力；在層間位移角為0.015 rad 時(shí)，梁柱節(jié)點(diǎn)最大開(kāi)口為4.2 mm，最大索力為0.371Tu；在層間位移角為0.02 rad 時(shí)，梁柱節(jié)點(diǎn)開(kāi)口達(dá)到7.4 mm，最大索力達(dá)到0.448Tu，索力值為260 kN，遠(yuǎn)小于鋼絞線屈服索力。

表4 不同層間位移角時(shí)最大索力與極限索力比值Tmax/TuTable 4 Ratio of maximum cable force to limit cable force at different interstory drift ratios

當(dāng)試驗(yàn)結(jié)束卸載后，最大索力為0.252Tu，索力值為146 kN，最小索力為0.236Tu，索力值為137 kN，鋼絞線索力較初始索力最大降低5.5%，平均索力為142.6 kN，較初始索力平均降低3.3%，索力降低值均在10%以內(nèi)。梁柱節(jié)點(diǎn)最大殘余開(kāi)口為0.7 mm，開(kāi)口轉(zhuǎn)角為0.02%，基本恢復(fù)到初始位置，由此可見(jiàn)結(jié)構(gòu)具有良好的自復(fù)位能力，且試驗(yàn)過(guò)程中的最大索力遠(yuǎn)小于鋼絞線屈服索力，為結(jié)構(gòu)能夠承受更大地震作用提供良好基礎(chǔ)。

5 結(jié)論

通過(guò)一榀裝配式自復(fù)位鋼框架-開(kāi)縫鋼板剪力墻結(jié)構(gòu)在低周往復(fù)荷載作用下的擬靜力試驗(yàn)研究，對(duì)結(jié)構(gòu)的滯回曲線、骨架曲線、耗能能力等指標(biāo)進(jìn)行分析，得出以下結(jié)論：

(1)在層間位移角0.005 rad(1/200)時(shí)，結(jié)構(gòu)具有較高的初始剛度，開(kāi)縫鋼板墻開(kāi)縫部位部分進(jìn)入塑性并開(kāi)始耗能；在層間位移角0.0075 rad(1/133)時(shí)，由于開(kāi)縫鋼板墻發(fā)生整體面外屈曲變形，耗能增加，剛度下降。

(2)在層間位移角0.01 rad(1/100)時(shí)，梁柱節(jié)點(diǎn)出現(xiàn)開(kāi)口進(jìn)行摩擦耗能，由于開(kāi)縫鋼板墻面外屈曲變形加重且角部豎縫位置產(chǎn)生裂紋，耗能提高，結(jié)構(gòu)剛度繼續(xù)下降，承載力提高。

(3)在層間位移角0.015 rad(1/67)時(shí)，開(kāi)縫鋼板墻的變形由整體屈曲變形轉(zhuǎn)變?yōu)榭p間短柱的彎扭失穩(wěn)為主，梁柱節(jié)點(diǎn)出現(xiàn)開(kāi)口增大，此時(shí)滯回曲線在平衡位置處略有捏縮，能量耗散值增長(zhǎng)迅速，結(jié)構(gòu)剛度下降較為平緩，結(jié)構(gòu)表現(xiàn)出良好的耗能能力。

(4)在層間位移角0.02 rad(1/50)時(shí)，開(kāi)縫鋼板墻縫間短柱均發(fā)生彎扭失穩(wěn)，豎縫部位裂縫持續(xù)增加和擴(kuò)展，結(jié)構(gòu)耗能增加，承載力并未下降，剛度繼續(xù)平緩下降，裝配式自復(fù)位鋼框架仍然基本處于彈性狀態(tài)。

(5)試驗(yàn)結(jié)束回到平衡位置后，結(jié)構(gòu)表現(xiàn)出良好的開(kāi)口閉合機(jī)制，索力降低值和梁柱節(jié)點(diǎn)最大殘余開(kāi)口均較小，且試驗(yàn)過(guò)程中的最大索力遠(yuǎn)小于鋼絞線屈服索力，為結(jié)構(gòu)能夠承受更大地震作用提供良好基礎(chǔ)。

(6)裝配式自復(fù)位鋼框架-開(kāi)縫鋼板剪力墻結(jié)構(gòu)初始剛度高且剛度退化持續(xù)、穩(wěn)定，承載力高，耗能能力優(yōu)，鋼板墻能夠有效的保護(hù)主體結(jié)構(gòu)，震后自復(fù)位并通過(guò)更換鋼板墻恢復(fù)主體結(jié)構(gòu)功能。