天津津塔鋼板剪力墻結(jié)構(gòu)體系淺析

天津津塔鋼板剪力墻結(jié)構(gòu)體系淺析

0鋼板剪力墻的概念20世紀(jì)70年代，鋼墻結(jié)構(gòu)是一種新型的抗側(cè)結(jié)構(gòu)體系。鋼板剪力墻由內(nèi)嵌鋼板、豎向邊緣構(gòu)件(柱)和水平邊緣構(gòu)件(梁)構(gòu)成,其整體受力性能類似于底端嵌固的豎向懸臂梁,其中豎向邊緣構(gòu)件相當(dāng)于梁翼緣,內(nèi)嵌鋼板相當(dāng)于梁腹板,水平邊緣構(gòu)件則可以近似等效為橫向加勁肋。內(nèi)嵌鋼板可采用無加勁肋和有加勁肋的構(gòu)造形式。無加勁的鋼板剪力墻在強震作用下可以充分利用鋼板的屈曲后強度,并具有很好的延性和耗能能力。加勁的鋼板剪力墻則能夠限制鋼板的平面外屈曲,從而提高結(jié)構(gòu)的屈曲承載力,有助于增強結(jié)構(gòu)在風(fēng)以及小震作用下的抗側(cè)移剛度并方便施工。與傳統(tǒng)的鋼框架或者鋼框架加混凝土剪力墻結(jié)構(gòu)體系相比,鋼板剪力墻結(jié)構(gòu)具有厚度薄、自重輕、建造速度快和延性好等優(yōu)點。已有的研究成果以及工程實例表明,鋼板剪力墻是一種非常具有發(fā)展?jié)摿Φ目箓?cè)力體系,尤其適用于高烈度地震設(shè)防區(qū)的高層建筑以及抗震加固。目前,我國JGJ99—98《高層民用建筑鋼結(jié)構(gòu)技術(shù)規(guī)程》以及美國FEMA450(1995)、AISC341-05(2005)、加拿大CAN/CSA(S16-94)等多部規(guī)程均給出了鋼板剪力墻的設(shè)計方法。其中,美國及加拿大規(guī)程基于Kulak等人的研究成果,采用板條模型(stripmodel)計算鋼板剪力墻的抗側(cè)承載力。在板條計算模型中,鋼板被等效為一系列鉸接在邊緣構(gòu)件間的條帶,每個條帶只能夠承受拉力并完全忽略其抗壓能力。例如,FEMA450所規(guī)定的鋼板剪力墻名義受剪承載能力為:Vn=0.42FywtwLcfsin2α(1)Vn=0.42FywtwLcfsin2α(1)式中,Fyw、tw分別為鋼板的屈服強度和厚度,Lcf為豎向邊緣構(gòu)件之間的凈距離,α為鋼板條帶的角度,按下式計算:tan4α=1+twL2Ac1+twh(1Ab+h3360IcL)(2)tan4α=1+twL2Ac1+twh(1Ab+h3360ΙcL)(2)式中,h為水平邊緣構(gòu)件中心線間的距離,Ab、Ac分別為水平和豎向邊緣構(gòu)件的橫截面面積,Ic為豎向邊緣構(gòu)件的截面慣性矩,L為豎向邊緣構(gòu)件中心線間的距離。以上兩式可用于計算極限狀態(tài)時鋼板剪力墻的受剪承載力,但并不完全適用于底層采用剛度很大的鋼管混凝土柱且受較大彎矩作用的情況。同時,對于鋼板剪力墻與鋼管混凝土柱相結(jié)合的結(jié)構(gòu)形式,其抗側(cè)移剛度和滯回能力的確定,也沒有較為成熟可靠的方法。正在建設(shè)之中的超高層建筑——天津津塔的抗側(cè)力體系由外伸剛臂連接的周邊延性抗彎框架和內(nèi)部的鋼板剪力墻核心筒所構(gòu)成。其中,鋼板剪力墻首次應(yīng)用于我國超高層建筑之中,也是目前已知的世界最大規(guī)模的鋼板剪力墻結(jié)構(gòu)。過去30多年來,各國研究人員對鋼板剪力墻進行了大量研究,提出了相關(guān)的計算方法和構(gòu)造措施,但研究對象或試驗?zāi)Ｐ偷慕Y(jié)構(gòu)形式多為單層單跨或多層單跨,邊緣框架多采用型鋼柱,與津塔鋼板剪力墻的結(jié)構(gòu)形式有所不同。為研究津塔鋼板墻在往復(fù)荷載作用下的滯回性能和破壞形態(tài),驗證鋼板剪力墻的三階段設(shè)計原則,并為選擇合理的構(gòu)造形式提供依據(jù),在有限元數(shù)值分析的基礎(chǔ)上,完成了2片鋼板剪力墻模型的低周往復(fù)加載試驗。1鋼板剪力墻模型鋼板剪力墻模型以實際結(jié)構(gòu)底部核心筒的剪力墻為原型,取5層2跨,縮尺比例為1∶5。分析對象包括非加勁鋼板墻模型(SPSW1)和加勁鋼板墻模型(SPSW2)。為分析鋼板厚度對結(jié)構(gòu)性能的影響,SPSW1分別計算鋼板厚度為5mm和3mm兩種情況,SPSW2僅計算鋼板厚度為5mm一種情況。采用有限元軟件MSC.MAC對鋼板剪力墻模型進行了數(shù)值模擬。有限元模型中的鋼板、鋼梁和鋼管均采用4節(jié)點薄殼單元(thinshellelement),鋼管內(nèi)的混凝土采用實體單元(brickelement)。鋼材采用彈塑性強化本構(gòu)模型,彈性模量取2.06×105MPa,泊松比為0.3。根據(jù)模型試驗前完成的材料試驗,鋼板墻屈服強度取fy=265MPa,鋼管屈服強度取fy=420MPa,鋼梁屈服強度取fy=350MPa?；炷敛捎糜邢拊绦蛱峁┑幕炷翉椝苄员緲?gòu)模型,抗壓強度及模量均按C80混凝土取值,即fc=35.9MPa,Ec=3.8×104MPa。有限元模型如圖1所示。1.1鋼板墻屈曲模型通過特征值屈曲分析可以得到結(jié)構(gòu)的特征值屈曲荷載和屈曲模態(tài)。特征值屈曲荷載是在不考慮缺陷情況下的理論解,比結(jié)構(gòu)的實際屈曲荷載偏大。非線性屈曲分析時可根據(jù)特征值屈曲分析得到的屈曲模態(tài)來施加相應(yīng)的初始缺陷,然后在考慮大變形效應(yīng)的情況下進行非線性求解以得到屈曲荷載。鋼板剪力墻的屈曲模態(tài)主要受鋼板高厚比的影響,對于本文的試驗,層高最大的第2層的鋼板剪力墻最容易發(fā)生屈曲。模型SPSW1未設(shè)置加勁肋,各層鋼板墻在豎向荷載下的屈曲應(yīng)力為16～19MPa。設(shè)置加勁肋的鋼板墻SPSW2,如采用雙面各3道加勁肋的布置方案時,各層的豎向屈曲應(yīng)力為164～176MPa;如采用雙面各4道加勁肋的布置方案時,各層的豎向屈曲應(yīng)力為204～220MPa。考慮到鋼板墻在施工過程中不可避免會承受一定的豎向荷載,為防止其在正常使用狀態(tài)或小震作用下發(fā)生屈曲,模型SPSW2采用的是雙面各4道加勁肋的布置方案。1.2鋼板墻-鋼管混凝土框架體系單向推覆荷載作用下模型SPSW1的水平荷載-頂點位移曲線如圖2所示。由于有限元模型及物理模型的第5層用于施加荷載并模擬頂部邊界條件,本文均定義第4層頂部水平位移為頂點位移。鋼板厚度tw=3mm的鋼板剪力墻的屈服荷載約為1100kN,其極限承載力約為1800kN;鋼板厚度tw=5mm的鋼板剪力墻的屈服荷載約為1800kN,極限承載力約為2900kN。鋼板墻厚度增加2mm后承載力提高約60%,表明在鋼板墻-鋼管混凝土框架體系中,鋼板墻對結(jié)構(gòu)的抗側(cè)承載能力起主要作用。圖3為結(jié)構(gòu)頂點位移達到最大值時的主應(yīng)力方向圖。1～4層鋼板墻中部位置的計算主應(yīng)力方向及根據(jù)CAN/CSAS16-94即式(2)計算得到的拉力帶方向見表1所示。主拉應(yīng)力或拉力帶的方向影響鋼板墻承載力以及鋼板墻與邊緣構(gòu)件之間連接的計算。但是,根據(jù)已有研究對拉力帶模型的參數(shù)分析,當(dāng)拉力帶方向在37°～50°間變化時,對計算結(jié)果的影響較小。在往復(fù)荷載下,鋼板墻厚度均為5mm的SPSW1和SPSW2的水平荷載-頂點位移滯回曲線如圖4所示,由于加勁肋阻止了鋼板的面外變形并提供一定的結(jié)構(gòu)剛度,使SPSW2較SPSW1的剛度和承載力能力均有一定程度提高。由數(shù)值模擬結(jié)果可知,結(jié)構(gòu)變形主要集中在第2層和第3層,而第2層的層間位移角最大,因此第2層為模型的薄弱層。2試驗設(shè)計與模型參數(shù)2.1連接板及加勁肋設(shè)計2個模型試件,試件改變的參數(shù)為鋼板墻與邊緣構(gòu)件的連接方式以及鋼板墻的加勁構(gòu)造方式,構(gòu)造參數(shù)如圖5所示。其中,試件底部設(shè)置的1/2層鋼板墻和第5層鋼板墻主要用于模擬邊界條件。試件SPSW1的鋼板墻與邊緣構(gòu)件之間為摩擦型高強螺栓連接,鋼板未設(shè)置加勁肋。高強螺栓按等強原則進行布置,每邊布置1排螺栓,規(guī)格為M16-10.9級,間距為50～60mm,預(yù)緊力為100kN。試件SPSW2的鋼板墻與邊緣構(gòu)件之間采用全熔透對接焊縫連接。為保證鋼板墻與豎向邊緣構(gòu)件的可靠連接,中柱位置處的鋼板墻連接板采用貫穿鋼管混凝土的構(gòu)造形式,邊柱位置處采用了埋入混凝土內(nèi)的端錨板構(gòu)造。為防止鋼板剪力墻在使用荷載下發(fā)生屈曲,SPSW2在每片鋼板剪力墻上設(shè)置4道雙面豎向U形加勁肋。加勁肋上下端與鋼梁之間留有10mm間隙。第2層的U形加勁肋規(guī)格為[25×20×3,其余各層加勁肋規(guī)格為[25×15×3。全部試件的鋼板墻厚度均為5mm,鋼材等級為Q235B;圓鋼管和型鋼梁的鋼材等級均為Q345B;鋼管柱混凝土強度等級為C80。材料參數(shù)見表2所示。2.2荷載和試驗測量模型結(jié)構(gòu)底部通過地梁與實驗室臺座錨固成整體,試驗中可近似作為嵌固端處理。為防止加載過程中試件發(fā)生整體失穩(wěn),在邊柱設(shè)置有側(cè)向支架用于約束其面外變形。鋼管混凝土在結(jié)構(gòu)中主要用于承受豎向荷載。為模擬重力荷載的作用,在各個柱頂分別設(shè)置可隨動的豎向作動器施加豎向荷載,并在試驗過程中保持豎向力恒定。其中,邊柱柱頂軸向壓力為1450kN,中柱柱頂軸向壓力為800kN。試驗時首先施加豎向荷載,然后對鋼板剪力墻模型結(jié)構(gòu)施加低周水平往復(fù)荷載。第1級水平荷載為±600kN,其后每級加載±(200～400)kN,每級荷載均循環(huán)2遍。荷載或位移達到試驗裝置的加載能力時停止加載。水平往復(fù)荷載由MTS液壓伺服加載系統(tǒng)施加,水平作動器分別位于第3、第4和第5層的頂部。加載過程中各水平作動器所提供的水平力保持等比例,由下而上為1∶1∶4,最大總側(cè)向力加載能力為±3000kN,理論最大工作行程為±500mm。試驗過程中重點量測了鋼板墻、鋼管混凝土柱和鋼梁在各級荷載作用下的應(yīng)變以及變形,用于確定模型結(jié)構(gòu)在往復(fù)荷載作用下的受力過程和破壞形態(tài)。測點主要包括:①布置于鋼板墻及邊緣構(gòu)件上關(guān)鍵位置的應(yīng)變片或應(yīng)變花,對其中受力較大的第2層鋼板墻進行了重點量測(圖6)。②每一層鋼梁、基底等位置均安裝位移計測量水平位移。③第2層鋼板墻安裝垂直于鋼板平面的位移計,量測鋼板墻的面外變形。為了解鋼板墻的初始缺陷,試驗前對試驗?zāi)Ｐ偷钠矫嫱獬跏甲冃芜M行了量測。其中SPSW1第2層西側(cè)鋼板墻面外最大初始變形值為2.1mm,約為鋼板墻短邊邊長的1/450;第1層西側(cè)鋼板墻平面外最大初始變形值為1.84mm,約為鋼板墻短邊邊長的1/400。SPSW2第2層西側(cè)鋼板墻面外最大初始變形值為2.25mm,約為鋼板墻短邊邊長的1/420;第1層西側(cè)鋼板墻面外最大初始變形值為2.01mm,約為鋼板墻短邊邊長的1/350。各鋼板的最大面外變形均位于每塊鋼板中部偏下的部位。3試驗結(jié)果及分析3.1鋼板墻屈曲試驗在施加豎向荷載的過程中,試件SPSW1各部分保持彈性狀態(tài),鋼板墻未發(fā)生可量測到的面外變形。第1級水平荷載加載至±600kN,加載過程中模型各部位均保持彈性狀態(tài)。其中,正向加載至200kN時,鋼板墻與周邊梁、柱螺栓連接處開始發(fā)出清脆的噪聲,為高強螺栓摩擦面滑移所導(dǎo)致。第2～4級荷載分別加載至±800kN、±1000kN和±1400kN,加載過程中鋼板均處于線彈性狀態(tài),但由于螺栓滑移的影響,模型結(jié)構(gòu)側(cè)向剛度有所降低。第4級荷載之后,螺栓滑移所發(fā)出的噪聲逐漸增多,噪聲出現(xiàn)的頻率隨加載速率的變化而改變。第5級荷載加載至±1800kN,加載過程中第2、3層的4塊鋼板墻首先發(fā)生了明顯的平面外屈曲,荷載-位移曲線也出現(xiàn)轉(zhuǎn)折顯示試件在這一級荷載下進入屈服狀態(tài)。第6、7級荷載分別加載至±2100kN、±2400kN,在各個荷載循環(huán)過程中,第1～4層的各鋼板墻均發(fā)生了明顯的屈曲,且每次卸載至零開始反向加載時,原受拉對角線方向的鋼板會突然向面外鼓曲而發(fā)出明顯的挫屈聲,這一點在其它試驗研究中也多有發(fā)生。第8級荷載當(dāng)水平力加至2450kN時,鋼板墻與邊緣構(gòu)件的連接板出現(xiàn)了幾處局部拉裂現(xiàn)象,第2、3層的鋼梁翼緣發(fā)生局部屈曲,西側(cè)鋼管混凝土柱腳加勁板上方的鋼管壁由于應(yīng)力集中而發(fā)生拉裂。從荷載-位移曲線可以觀察到結(jié)構(gòu)已發(fā)生較明顯剛度退化,但承載力并未下降。加載至2550kN時,受試驗裝置加載能力的限制而終止試驗。試驗后結(jié)束后鋼板墻的最大殘余面外變形為25～30mm,屈曲形態(tài)如圖7所示。試驗結(jié)束后還可觀察到鋼板墻與邊緣構(gòu)件之間的大部分高強螺栓均已松動,拆除后可以發(fā)現(xiàn)摩擦面已發(fā)生明顯的滑移。在施加豎向荷載的過程中,試件SPSW2各部分保持彈性狀態(tài),鋼板墻未發(fā)生面外變形。第1級水平荷載加載至±600kN,此后每級荷載增加±300kN,第2～5級水平荷載分別為±900kN、±1200kN、±1500kN和±1800kN。在第1～5級荷載加載過程中,模型結(jié)構(gòu)各部位均處于彈性狀態(tài),且鋼板墻無屈曲發(fā)生,模型結(jié)構(gòu)剛度明顯高于SPSW1。第6級荷載加載至±2100kN,加載過程中荷載-位移曲線發(fā)生轉(zhuǎn)折表明模型結(jié)構(gòu)進入屈服狀態(tài)。屈服后改用位移控制,每級位移增量為8mm。第7～9級加載的頂點位移分別24mm、32mm和40mm。第7級荷載加載至2200kN時,第2層和第3層西側(cè)的鋼板墻產(chǎn)生輕微的外鼓現(xiàn)象。受加載能力限制,第10級荷載加載至±2850kN之后停止試驗。試驗結(jié)束后未觀察到鋼板墻有面外殘余變形,試驗過程中量測到的最大面外變形不超過0.2mm,因此可以認為采用加勁肋的模型SPSW2在整個試驗過程中未發(fā)生屈曲。試驗中為了解鋼板墻的噪聲狀況,特別是在相當(dāng)于小震和強風(fēng)荷載作用下的噪聲,在鋼板墻第2層安裝有隔音室,并依據(jù)GB/T6882—1986《噪聲源聲功率級的測定消聲室和半消聲室精密法》進行了噪聲量測。根據(jù)量測結(jié)果,SPSW1在加載過程中產(chǎn)生的噪聲能量集中在全頻帶,低頻聲壓級略高于高頻聲壓級,A聲級最高為85dB,L聲級最高為105dB。SPSW2在加載過程中產(chǎn)生的噪聲主要集中在低頻,A聲級最高為70dB,L聲級最高為80dB,該噪聲對結(jié)構(gòu)的正常使用基本沒有影響。3.2鋼管和鋼板墻應(yīng)力應(yīng)變的向壓縮作用及其應(yīng)變豎向荷載下第2層鋼板墻以及鋼管混凝土柱的豎向應(yīng)變發(fā)展如圖8所示。豎向荷載施加于柱頂,由于柱與鋼板墻通過高強螺栓或焊縫連成整體,鋼板墻也同時受到豎向壓縮作用。實測數(shù)據(jù)表明,在3700kN豎向荷載(相當(dāng)于實際結(jié)構(gòu)的50%重力荷載代表值)作用下,鋼管和鋼板墻的最大豎向應(yīng)變約為-280×10-6,壓應(yīng)力約為55MPa,均處于線彈性狀態(tài)。SPSW1由于鋼板墻剛度較低,距柱較近的部位壓應(yīng)變較大且與鋼管柱的應(yīng)變基本一致,而鋼板墻中部區(qū)域的應(yīng)變明顯減小。SPSW2中鋼板墻各點的豎向應(yīng)變較為均勻,且與鋼管柱的應(yīng)變基本一致,說明加勁肋顯著提高了鋼板墻的剛度并使其在豎向荷載下承受了更多的壓力。3.3鋼板墻板內(nèi)變形鋼管混凝土柱(東側(cè)邊柱)柱腳鋼管豎向應(yīng)變與水平荷載的實測關(guān)系曲線如圖9所示,圖中包括了豎向荷載下鋼管內(nèi)產(chǎn)生的壓應(yīng)變(約200×10-6～250×10-6)。對于SPSW1,第4級加載過程中當(dāng)荷載達到1400kN時,鋼管開始出現(xiàn)受壓屈服;第6級加載過程中荷載達到-2100kN時,鋼管開始出現(xiàn)受拉屈服。對于SPSW2,第7級加載過程中當(dāng)荷載達到2250kN時,鋼管開始出現(xiàn)受壓屈服;第7級加載過程中荷載達到-2400kN時,鋼管開始出現(xiàn)受拉屈服。根據(jù)變形協(xié)調(diào)條件,拉力作用下邊柱鋼管混凝土內(nèi)的混凝土已經(jīng)開裂。但受軸壓作用等的影響,鋼管混凝土柱腳處的荷載-鋼管應(yīng)變滯回曲線仍略偏于受壓側(cè)。根據(jù)鋼板墻上所設(shè)置的應(yīng)變花實測結(jié)果,當(dāng)水平荷載為1800kN時,試件SPSW1首次達到屈服應(yīng)變;水平荷載達到2100kN時,試件SPSW2首次達到屈服應(yīng)變。圖10為在1個荷載循環(huán)內(nèi),實測的第2層鋼板墻墻板中心位置的主拉應(yīng)變與水平荷載的關(guān)系曲線。對于SPSW1,鋼板墻的主拉應(yīng)變與豎直方向的夾角約為44°,但反向加載過程中由于鋼板的屈曲,主應(yīng)變的角度通常會產(chǎn)生突變。對于SPSW2,鋼板墻的主拉應(yīng)變與豎直方向的夾角約為42°,但由于鋼板墻未發(fā)生屈曲,反向加載時主拉應(yīng)變角度的改變較為平緩。實測的主拉應(yīng)力角度與表1所示的有限元計算結(jié)果基本一致。3.4滯回曲線分析模型結(jié)構(gòu)的水平荷載-頂點位移曲線如圖11所示。SPSW1加載過程中的最大頂點位移為138.0mm,對應(yīng)的頂點位移角為1/30。第1～4層的最大層間位移分別為30.1mm、51.1mm、33.