钢框架-钢板墙和组合柱-钢梁框架振动台试验研究

杨 溥，冯力强，何翰卿，李 锋，刘立平，牛昌林，魏宏亮

(1. 重庆大学 土木工程学院，重庆 400045；

2. 甘肃省建设投资(控股)集团有限公司，兰州 730050；
3. 甘肃建投科技研发有限公司，兰州 730050)

钢结构住宅体系是我国目前及未来推进住宅产业化最为理想的住宅体系之一[1]。随着建筑高度的增加，水平荷载(地震作用、风荷载)逐渐成为结构设计的主要控制因素，抗震性能较好的结构体系包括钢框架-钢板剪力墙结构和钢管混凝土柱-钢梁框架结构[2-3]。钢板剪力墙结构具有质量轻、抗侧刚度大、抗震性能好等优点，可应用于高层以及超高层结构中；
钢管混凝土结构充分发挥了钢管和混凝土两种材料的优点，在国内外钢结构工程中逐渐得到应用与发展，并取得了良好的经济效益和社会效益[4-5]。

国内外针对于钢板剪力墙结构的研究大多数还是基于构件层次的研究，而对整体结构的研究有限。Timler等[6]分析1∶1比例1层单跨薄钢板剪力墙在低周反复荷载下的性能，试验结果表明其在往复荷载下性能良好，屈曲后能继续承担荷载；
白亚宾[7]设计了6层半刚接钢框架-钢板剪力墙结构模型并结合数值模拟研究了其抗震性能，发现在地震作用下易产生平面外屈曲变形，振动过程中墙板上会交替出现对角拉力带，由拉力带充当拉杆作用，抵抗地震过程中结构的层间剪力；
周绪红等[8]设计了6层足尺冷弯薄壁型钢钢板剪力墙结构房屋并通过振动台试验研究了其抗震性能，表明多层冷弯薄壁型钢，钢板剪力墙结构体系具有抗震性能优越、抗侧构件明确、模块化预制装配等优点。

对于钢管混凝土柱结构，国内外的研究主要集中在对构件以及节点抗震性能的研究。王志滨等[9]进行了6根带肋薄壁复式钢管混凝土压弯柱的低周反复加载试验，试验结果表明该类组合柱的滞回曲线饱满,具有良好的抗震性能；
Han等[10]对9根钢管混凝土柱进行低周反复加载试验，结果表明钢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，适用于高烈度区的实际工程；
黄襄云等[11]通过低周反复荷载试验及地震模拟振动台试验，对三种型式的钢管混凝土柱框架结构的梁柱节点(单梁节点、单双梁节点、双梁节点)的抗震性能进行了理论分析及试验研究，研究表明，在低周反复荷载作用下，三种型式节点的破坏，均为梁端的剪切破坏和弯曲破坏，节点满足强柱弱梁、强节点弱构件的抗震要求，具有良好的抗震性能。

对于这两种结构体系，目前对整体结构抗震性能的研究成果比较缺乏，针对以上不足，本文基于甘肃兰州某高烈度地区的示范工程的高层钢结构住宅建筑方案，以钢框架-钢板剪力墙和钢管混凝土柱-钢梁框架结构为原型结构，依据相似关系，制作试验缩尺模型，对模型进行地震模拟振动台试验，研究两种结构体系的抗震性能，为其在高烈度地区的推广应用提供参考。

1.1 原型结构设计

结构的设计使用年限为50年，结构安全等级为二级，标准设防类(丙类)，抗震设防烈度为8度，设计基本地震加速度为0.200g，场地类别为II类，设计地震分组为第三组，场地特征周期为0.45 s，基本风压为0.3 kN/m2，风荷载体型系数取1.3。两种结构的层高均为3 000 mm，共10层，标准层平面布置如图1所示。

图1 标准层平面布置(mm)Fig.1 Standard floor layout(mm)

内、外墙板均为轻质墙板，非承重墙。钢框架-钢板剪力墙结构中的钢板剪力墙的厚度分别为：
10 mm(1层～3层)、8 mm(4层～6层)和6 mm(7层～10层)。钢管混凝土柱-钢梁框架结构中的方钢管混凝土角柱截面尺寸分别为：450 mm×450 mm×10 mm(1层～3层)和400 mm×400 mm×10 mm(4层～9层)，其余部位方钢管柱均采用350 mm×350 mm×10 mm。两种结构体系混凝土均选用C40，钢材强度等级为Q345B。

1.2 缩尺模型设计

1.2.1 相似关系

本试验拟定模型结构的几何相似常数Sl为1/8；
模型采用与原型结构相同的Q345B级钢材以及C40混凝土，应力相似常数Sσ取1。根据模型尺寸、振动台承重能力和台面可输入最大加速度，将加速度相似常数Sa取为1。根据似量纲分析法，利用已经确定的3个相似常数计算其余相似常数，如表1所示。

表1 相似关系Tab.1 Similarity relationship

1.2.2 模型设计

对于型钢柱和型钢梁，依据刚度等效原则，进行截面设计。楼板采用现浇混凝土楼板，在工字钢梁上翼缘焊接栓钉作为抗剪连接件，楼板钢筋保护层厚度为3 mm，楼板厚度为18 mm，楼层层高为375 mm，共10层，底座高为250 mm，模型总高为4 000 mm。

由于钢板剪力墙缩尺后钢板厚度太小，难以焊接施工，根据陆烨等[12-13]提出的等效方式对钢板墙进行了等效替代设计，本文采用的等效代替模型如图2所示。

图2 等效钢板剪力墙Fig.2 Equivalent steel plate shear wall

分别用16 mm，20 mm和23 mm的开洞钢板墙等效代替原来未开洞的6 mm，8 mm和10 mm钢板墙，利用ABAQUS软件进行Pushover分析验证，结果如表2所示。从表2中可知，等效后钢板剪力墙的刚度和极限承载力与原型结构相比误差均在10%以内。原型6 mm厚钢板剪力墙和等效的16 mm厚钢板剪力墙的滞回曲线对比结果，如图3所示，验证了此种等效模型的可行性[14]。

表2 钢板墙的性能参数对比Tab.2 Comparison of performance parameters of steel plate wall

图3 滞回曲线对比Fig.3 Hysteresis curve comparison

钢框架-钢板剪力墙试验模型的自质量为2.20 t，模型配重28.12 t，底座约为4.72 t，模型总质量约为35.04 t；
钢管混凝土柱-钢梁框架结构模型的自质量为2.03 t，模型配重31.34 t，底座约为4.72 t，模型的总质量约为38.09 t。两类结构模型如图4所示。

图4 两类结构试验模型Fig.4 Test models of two structures

在第2层、第5层和第10层均设置内、外墙板，墙板材料均采用轻质石膏板，内隔墙的厚度为15 mm，将U型卡件焊接在钢梁下翼缘，钢柱的翼缘和墙板之间采用泡沫胶填充密实。外挂墙厚度为22 mm，采用L型连接件与上部钢梁焊接，限制水平方向运动，使墙板上部节点可以竖向运动，下部采用膨胀螺丝将L型连接固定在楼板表面，使其可以水平运动，限制竖向运动。

2.1 加载方式

根据原型结构的场地条件、设防烈度等地震环境条件，采用“双频段”选波方法[15]选取了4组天然地震波(RSN302、RSN816、RSN746、I-EIC)和1条人工地震波(LZB)作为模拟地震振动台台面输入波，各组地震波信息如表3所示。

表3 试验输入地震波的主要信息Tab.3 Main information of test input seismic wave

规范设计反应谱与所选5条地震波平均反应谱的曲线，如图5所示。图5中：两类结构原型第1周期T1和第2周期T2分别为1.768 s，1.689 s和1.756 s，1.57 s，与标准反应谱误差分别为11.9%，18.0%和12.3%，20.4%，基本满足“结构主要振型的周期点上相差不大于20.0%”的要求。

采用盈建科(YJK)2.0软件进行小震弹性时程计算，最大基底剪力如表4所示，括号内数值是每条地震波的时程结果与振型分解反应谱计算结果的比例，基本可以满足“每条地震波输入的计算结果不小于65%，不大于135%。多条地震波计算结果在结构主方向的平均底部剪力一般不小于振型分解反应谱计算结果的80%，不大于 120%。”的要求[16]。

图5 设计谱与所选地震波均值谱对比Fig.5 Comparison of design spectrum and average response spectrum of ground motions

表4 两类结构基底剪力计算结果Tab.4 Calculated base shear force of two structures

试验加载工况按照8度多遇地震(0.070g)、8度设防地震(0.196g)、8度罕遇地震(0.400g)直至地面峰值加速度输入达到1.200g停止试验。地震波持续作用时间按相似关系为原地震波的0.353倍。在不同水准地震波输入后，对模型进行白噪声扫频，测试模型结构自振频率和阻尼比等动力特性。包含白噪声扫频在内，共设计了45个工况[17]。

2.2 测点布置

2.2.1 位移计、加速度计布置

钢框架-钢板剪力墙结构模型(模型1)，在结构的底座、6层以及顶层布置位移计，同时，在结构的底座、1层、3层、6层、9层和顶层布置加速度计；
同理，对于钢管混凝土柱-钢梁框架结构模型(模型2)，在结构的底座、4层以及顶层布置位移计，在混凝土底座、1层、4层、6层、9层和顶层布置加速度计。2个模型位移计和加速度计各层平面内的布置位置相同，如图6所示。

注：D为位移计；
A为加速度计；
数字为位移计或加速度计编号。图6 位移计和加速度计布置图Fig.6 Layout of displacement meters and accelerometers

2.2.2 应变布置

对于钢框架-钢板剪力墙结构，为研究钢板剪力墙在试验过程中的应变分布及变化情况，在1层和6层的钢板剪力墙上，沿着其高度方向在加劲肋组成的各小区格内布置了应变花，同时在与其相连接的两边钢柱梁端布置部分应变花和单向应变片(编号分别为h*和s*)，钢板墙及其连接框架上的应变片布置具体情况如图7所示，共计52个通道。

图7 钢板墙应变片布置Fig.7 Strain gage arrangement of steel plate shear wall

此外，在钢框架-钢板剪力墙结构中选取其西南角的X方向、Y方向的一跨平面框架(即图1(a)中结构的轴线1～轴线2与轴线B相交处、轴线B～轴线D与轴线1相交处)，在其柱端、梁端和部分楼层的梁中部布置应变片，如图8所示。

图8 梁柱应变片布置Fig.8 Strain gage arrangement of beams and columns

对于钢管混凝土-钢梁框架结构，在第1层、第4层和第5层的角柱(轴线1与轴线B相交)、边柱(轴线4与轴线B相交)、中柱(轴线7与轴线G相交)的X向和Y向，应变片布置与模型1布置部位相同。

3.1 试验现象分析

对于钢框架-钢板剪力墙结构(模型1)：8度设防地震(0.196g)输入后，结构产生较为明显的晃动，梁柱节点区混凝土楼板开始出现裂缝，如图9(a)所示，外墙板水平接缝被拉开变大或受挤压变小，内墙板竖直方向发生错动；
8度罕遇地震(0.400g)输入后，部分钢柱翼缘局部屈曲，如图9(b)所示，楼板裂缝继续发展，内墙板之间的竖向错动增大，如图9(c)所示；
当地震动峰值加速度达到0.510g时，模型结构振动十分剧烈，多处楼板的裂缝分布范围已经非常大，混凝土楼板开始剥落，如图9(d)所示；
在输入地震动峰值加速度达到0.750g时，2层的钢板剪力墙开始出现变形，混凝土底座也开始出现裂缝；
当地震动峰值加速度达到1.200g时，混凝土底座大面积出现裂缝，但整体结构没有发生倒塌。

图9 试验现象Fig.9 Test phenomenon

对于钢管混凝土柱-钢梁框架结构(模型2)，试验现象与模型1类似，从8度多遇地震到8度设防地震再到8度罕遇地震(即地震动峰值加速度为0.070g～1.200g)，梁柱节点区的混凝土楼板开裂，外墙板接缝撕裂，内墙板竖向发生错动，混凝土底座开裂，但型钢梁以及钢管混凝土柱均未发生明显破坏。

3.2 动力特性分析

对模型测得的顶层加速度时程曲线进行时域内傅里叶变换与积分，求得结构模型的传递函数和结构的自振频率。

模型1初始状态振型频率分别为1.863 Hz(X向)、1.863 Hz(Y向)，阻尼比分别为0.056 6和0.058 8 ；
模型2初始状态振型频率分别为2.188 5 Hz(X向)、2.250 3 Hz(Y向)，阻尼比分别为0.053 7和0.049 5。在设防地震(0.196g)和罕遇地震(0.400g)作用下，结构的自振频率减小、阻尼增大较为明显，表明结构的损伤主要发生在此阶段，材料进入非线性状态，刚度退化明显。在完成所有试验工况后：模型1的X向和Y向频率降幅分别为19.5%和17.4%，阻尼增幅分别为31.8%和19.7%；
模型2的X向和Y向频率降幅分别为19.5%和17.8%，阻尼增幅分别为33.0%和37.4%。2个模型的频率及阻尼变化分别如图10和图11所示。

图10 模型频率变化Fig.10 Frequency variation of models

图11 模型阻尼变化Fig.11 Damping variation of models

3.3 加速度反应分析

以结构模型X向加速度反应为代表进行分析，结构在不同地震峰值加速度的地震波作用下，各楼层X方向的加速度放大系数如表5所示。由表5可知：顶层的加速度放大系数最大，且比其他层大很多；
除顶层外，模型1的第6层加速度放大系数相对其他层较大，模型2的第4层加速度放大系数相对其他层较大；
多遇地震时，模型1的加速度放大系数比模型2大，设防地震、罕遇地震作用的过程中2个模型加速度放大系数均逐渐平稳地增加，且两者差距逐渐缩小，最终模型1的最大值达到4.08，模型2的最大值达到5.16。主要是因为2个模型结构的自振频率下降幅度均较大，刚度较初始刚度相比已经退化了很多，构件非线性发展充分。

3.4 位移反应分析

钢框架-钢板墙结构与钢管混凝土柱-钢梁框架结构在不同地震峰值加速度的地震作用下的各楼层最大层间位移角，如图12所示。当地震加速度峰值达到0.400g(罕遇地震)时，钢框架-钢板剪力墙结构层间位移角的最大值出现在第10层(1.4%)，钢管混凝土柱-钢梁框架结构层间位移角的最大值出现在第6层(1.3%)，均小于2%，满足GB 50011—2010《建筑抗震设计规范》关于弹塑性层间位移角的要求，实现了“大震不倒”的抗震设防目标。

表5 结构加速度放大系数(X向)Tab.5 Structural acceleration amplification factor (X direction )

图12 不同地震作用下各楼层最大层间位移角分布Fig.12 Distribution of maximum displacement angle of each floor under different earthquakes levels

图13是第42个工况(加速度0.900g)下，钢框架-钢板剪力墙结构在1.92 s时刻和钢管混凝土柱-钢梁框架结构在1.87 s时刻，在X方向各楼层位移的绝对值。钢框架-钢板墙结构在结构上部(7层～9层)的层间位移角较大，结构下部(1层～5层)的层间位移角明显偏小，结构侧向变形模式呈现弯曲型的特征，且有明显的响应滞后特征。主要原因是楼层的抗侧刚度沿着高度呈降低趋势，如设计采用的钢板剪力墙的厚度每3层会减小2 mm，引起结构上部较柔，变形增大。

钢管混凝土柱-钢梁框架结构下部(1层～4层)的层间位移角比结构上部(6层～9层)大，侧向变形模式呈现剪切型的特征。主要原因是楼层的抗侧刚度沿着高度分布较均匀(1层除外)，如楼层剪切刚度比最小为0.81(出现在第4层)，同时下部楼层水平地震剪力必然大于上部楼层，从而引起上部变形相对较小。综上所述，两类结构体系的侧向变形模式与整体结构的刚度分布密切相关，并且随着地震动峰值的增大愈加明显。

图13 绝对位移沿楼层的分布Fig.13 Distribution of story displacement along height

3.5 结构塑性发展情况分析

对于钢框架-钢板剪力墙结构，在8度多遇地震作用下，构件上应变数值较小，测点的应变范围均在10 με～1 700 με，没有达到屈服应变，说明构件未屈服，结构此时仍处于弹性阶段；
在8度设防地震作用后，部分应变片屈服，位置为1层和6层钢板墙(如图14(a)所示)，说明结构中的钢板墙首先作为耗能构件发生塑性变形；
在8度罕遇地震作用下，钢板墙上进入塑性的位置变多，同时与钢板墙相连接的框架梁柱也出现塑性铰(如图14(b)所示)；
当输入地震的峰值加速度继续增大至0.750g甚至到1.200g时，可发现钢板墙已经大部分进入塑性，梁柱的塑性铰大多分布在与钢板墙相连的附近位置处(如图14(c)所示)，模型的塑性铰大多还是出现在梁上，最终1层柱端也形成塑性铰，体现了“多道抗震防线”的设计理念，表明此结构在高烈度设防地震作用下有较好的抗震性能。

图14 模型1塑性铰和结构损伤Fig.14 Plastic hinges and structural damage of model 1

为了进一步研究钢板剪力墙上的应变情况，本文通过对比从8度多遇地震结束到完成第1个8度罕遇地震工况的整个过程，第1层钢板剪力墙上位于同一高度的应变花h1，h2和h3的主应变绝对值最大值来研究此种开洞钢板剪力墙上水平方向应变情况，如图15(a)所示；
同时，分析第6层钢板剪力墙上的h13，h14和h15来进行验证，如图15(b)所示。

图15 同一高度水平方向应变比较Fig.15 Comparison of horizontal strain at the same height

从图16中可知：位于1层钢板剪力墙上角点的h1的应变明显大于同一高度的h2和h3，同时位于6层钢板剪力墙下角点的h15的应变也大于位于同一高度的h13和h14，1层钢板剪力墙角点与中间的应变差值比6层的要大；
位于同一加劲肋区格内的h2和h3、h13和h14的应变数值相差不大。为了比较钢板剪力墙角点和中部应变，将第1层钢板剪力墙上的应变花h1和h5的主应变绝对值最大值绘于图16(a)；
同时，将第6层钢板剪力墙的应变花h12(由于h11在工况16后坏掉，故采用h12)和h15的主应变绝对值最大值绘于图16(b)。从图16中可知，位于1层钢板剪力墙上角点的h1的应变明显大于位于1层中间的h5，而且位于6层钢板剪力墙上角点的h12的应变明显大于位于6层中间的h15，说明在地震作用过程中此种开洞钢板剪力墙角点受力更大、局部存在应力集中，但这种等效模型对结构整体抗震性能影响较小。

图16 钢板剪力墙角点和中部应变比较Fig.16 Comparison of strain between corner and middle of steel plate wall

钢管混凝土柱-钢梁框架结构(模型2)的塑性铰和结构损伤示意图，如图17所示。由图17可知：在8度多遇地震过程中的最大应变为2 060 με(s61，图17中①)，位于X方向5层梁的中部，其他测点的微应变均未超过弹性，说明结构此时仍处于弹性阶段；
在8度设防地震作用后，X方向1层、4层、5层梁端出现塑性铰(图17中④)；
在8度罕遇地震作用后，梁上的塑性铰增多，1层和4层柱底出现塑性铰(图17中⑤⑥⑦⑧)；
当经历输入峰值加速度为0.750g的地震作用后，测点s2，s16，s26，s58，s63，s64，s66，s67，s69，s72位置处(图17中⑨)出现塑性铰。总体上看，测点位置首先出现在梁端部，随着地震作用增大，结构损伤积累，柱端开始出现塑性铰，说明结构能够很好地满足“强柱弱梁”的设计要求，且即使大多数位置都出现了塑性铰，结构仍未倒塌，说明结构具有较好的抗震性能。

图17 模型2塑性铰和结构损伤Fig.17 Plastic hinges and structural damage of model 2

本文对8度(0.200g)高烈度区钢框架-钢板剪力墙和钢管混凝土柱-钢梁框架两类结构体系进行了1/8缩尺模型振动台试验，通过观察试验现象和分析试验数据，得出如下结论：

(1) 满足GB 50011—2010《建筑抗震设计规范》设计要求的两类结构体系在小震下均保持弹性，结构构件(梁、柱、剪力墙)均未破坏，都实现了“大震不倒”的抗震设防目标，均可适用于高烈度区。

(2) 结构体系的侧向变形模式与整体结构的刚度分布密切相关，并且随着地震动峰值的增大愈加明显，钢框架-钢板剪力墙的抗侧刚度沿着高度呈降低趋势，整体呈现弯曲型的特征，钢管混凝土柱-钢梁框架(1层除外)抗侧刚度沿着高度分布较均匀，整体呈现剪切型的特征。

(3) 在大震或巨震作用下，两类结构体系均有较好的破坏模式，钢框架-钢板剪力墙结构体现了“多道抗震防线”的理念，构件屈服次序为钢板剪力墙—梁端或柱端，钢板剪力墙是主要耗能构件；
钢管混凝土柱-钢梁框架结构塑性铰大多数出现在梁端，结构满足“强柱弱梁”的设计要求。

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