0 概述

　　 早在20世纪70年代，钢板墙就在美国、日本等国家的一些知名建筑中得到应用，并经受过地震考验，表现出良好的抗震性能。如日本东京某钢铁公司采用H形钢板墙组成抗侧力体系(图1),钢板尺寸约为3 700mm×2 750mm, 纵横方向均设置槽钢加劲肋，钢板厚度从4.5～12mm不等，与周边框架焊接。美国加州Sylmar County Hospital, 6层，1971年建成，该建筑底部两层为钢筋混凝土剪力墙，上部四层采用了钢板墙结构，钢板厚度16～19mm。此建筑经历了1987年Whittier地震和1994年Northridge大地震，该楼的震害调查发现，其主要受力构件并没有发生破坏，仅钢板四周一些焊缝处产生微小裂纹。

　　 图1 钢板剪力墙在平面上的布置示意 

　　  

　　 在我国，上海新锦江饭店核心筒、天津津塔大厦核心筒、北京冬奥村人才公寓竖向交通核的周围结构由纯钢板剪力墙组成。墙作为抗侧力构件，采用钢或混凝土两种不同材质会表现出不同特点，对于单片墙，当采用Q355钢或C40混凝土时，两者弹性模量比约为7,抗剪强度在40～50之间，可见在侧向刚度相同的情况下，钢板墙钢板厚度可以缩小到混凝土墙厚的1/7,钢板墙自重则仅为混凝土墙的40%。钢板墙较混凝土墙拥有更高的强度、抗侧移能力及较轻的自重，且延展性强，在高层结构、复杂结构、装配式结构领域，均有更广阔的应用前景。

　　 随着我国经济发展，国家对生态环境提出越来越高的要求，装配式建筑、钢结构建筑因为具有很好的环保特性越来越受到重视。北京市京政办发[2017]8号文指出，为深入落实中央城镇化工作会议和中央城市工作会议精神，牢固树立和贯彻落实新发展理念，按照适用、经济、安全、绿色、美观的要求，推动建造方式创新，大力发展装配式混凝土建筑和钢结构建筑，不断提高装配式建筑在新建建筑中的比例。鼓励学校、医院、体育馆、商场、写字楼等新建公共建筑优先采用钢结构建筑，其中政府投资的单体地上建筑面积1万m²(含)以上的新建公共建筑应采用钢结构建筑。

　　 可见，全钢结构体系在我国尤其在北京等大城市里将被大力推广，而钢板墙因为具有自重轻、强度大、能与建筑墙板共用等装配属性将会得到更为广泛的应用。本文结合某采用钢板墙的全钢结构实际工程，对钢板墙设计及应用进行研究。

1 工程概况及结构体系

　　 北京丰台区某新建公共建筑，地上建筑面积约4.3万m²,为顺应大力发展钢结构等装配式绿色建筑的政策需求，工程地上采用全钢结构，地下为混凝土结构，钢柱插入地下1层 ^[1]。由于钢板墙较屈曲约束支撑具有尺寸薄、能兼作建筑墙板等优势。综合考虑，该工程采用钢框架+延性墙板(防屈曲钢板墙)结构体系。

　　 图2 首层结构平面图 

　　  

　　 图3 建筑横剖面图 

　　  

　　 工程地上13层，首层层高6m, 其余层层高4.5m; 地下3层，地下3层至地下1层层高分别为4,4.5,4.5m。建筑高度61.5m, 柱网尺寸为9m×8.4m, 首层外轮廓尺寸42.9m×105.8m, 呈凹形(图2),凹口尺寸21m×50m。营业大厅(首层)、中部大厅(2层)分别开17m×26m, 21m×35m大洞，建筑横剖面如图3所示。

　　 基本风压取0.45kN/m²(50年重现期),粗糙度类别为C类。抗震设防烈度为8度(0.2g),Ⅱ类场地土，特征周期0.4s, 地震影响系数为0.16,结构阻尼比0.035。

　　 地上楼盖采用主次梁体系，楼板采用钢筋桁架楼承板，楼板厚度为120mm。考虑砌筑隔墙、资料阅览较多，大厅活荷载取5kN/m²,办公活荷载取3.5kN/m²。

　　 钢管框架柱采用Q355C钢，柱为箱形截面，为提高柱抗压能力，内部浇筑C60混凝土，截面尺寸1～6层为650×650×16(20)×16(20),7层及以上为550×550×16×16;托柱为ϕ700×1 100的钢管混凝土柱。梁采用Q355B钢，楼内钢梁高450mm, 边框梁高600mm, 托梁高1 200mm。建筑端部、下部布置刚度大的钢板墙，并加强钢板墙上、下部位的连梁，跨度较大时钢板墙连梁采用1 050mm高的H型钢，跨度较小时钢板墙连梁采用900mm高的H型钢；钢板墙芯材采用Q235B,墙长2.6m、厚250mm。本工程采用的三种类型钢板墙的参数见表1,典型钢板墙框架立面见图4。

2 工程难点及解决对策

　　 工程存在楼板开大洞(有效宽度小于50%)、凹凸不规则、竖向构件间断、局部不规则等4项不规则项，属于超限高层建筑 ^[2]。采取如下主要加强措施：

　　 图4 典型钢板墙立面布置 

　　  

　　 钢板墙参数 表1

钢板墙 编号	芯材	屈服承载力 /kN	刚度 /(kN/mm)	尺寸(长×高) /m
BRW1	Q235	2 140	369	3.2×2.3
BRW2	Q235	1 750	299	3.2×2.6
BRW3	Q235	1 240	212	3.2×2.6

 

　　  

　　 (1)合理布置钢板墙，在建筑横向(短轴方向),钢板墙设置于两端部、凹形中部与两端连接处或附近、中部楼板开洞两侧，提高了结构抗扭转能力；在建筑纵向(长轴方向),基本各轴线榀均设一道或两道钢板墙，上部几层适当减少。钢板墙落地到基础。

　　 (2)在凹形中部与两端连接处、中部楼板开洞两侧楼盖处设置面内支撑，加强对薄弱部位的保护。

　　 (3)加强中部大厅托柱、钢桁架托梁等的性能目标，以保证中部大厅结构转换的安全性，主要构件性能目标如表2所示。

　　 主要构件性能目标 表2

构件	小震	中震	大震
托柱	弹性	弹性	控制变形
钢管混凝土框架柱	弹性	轻微损	控制变形
转换桁架	弹性	不屈服	支座腹杆、上弦、 下弦受拉不屈服
钢板墙框架柱	弹性	轻微损	允许轻度损坏
钢板墙上下支撑梁	弹性	轻微损	控制塑性铰部位、 抗剪不屈服
钢板墙	无损	可屈服	控制变形

 

　　  

3 钢板墙体系计算模型

3.1 规程研究现状

　　 《钢板剪力墙技术规程》(JGJ/T 380—2015) ^[3](简称钢板墙规程)介绍了非加劲钢板剪力墙、加劲钢板剪力墙、防屈曲钢板剪力墙、钢板组合剪力墙、开缝钢板剪力墙等常见的几种钢板剪力墙形式，按与周边构件连接情况，给出了钢板剪力墙受剪承载力的计算方法、构件的简化计算模型，为实际运用提供了详细的参考。钢板墙规程规定，钢板剪力墙平面布置宜规则、对称，竖向宜连续；明确指出钢板墙仅为抗水平荷载构件、耗能构件，宜按不承受竖向荷载设计计算。钢板墙规程第3.1.4条还指出，罕遇地震作用下，周边框架梁柱不应先于钢板剪力墙破坏。总之，钢板墙规程对钢板墙等相关构件规定得较为详细。钢板墙在结构体系中与其余构件协同工作机理如何，还需根据具体结构情况进行分析，且因钢板墙类型及其与周边构件连接情况的不同，分析结果也有所区别。

　　 本工程采用两边连接防屈曲钢板墙，钢板墙外侧为115mm厚的预制混凝土板，内部钢板厚度按屈服承载力匹配求得，其构造示意图如图5所示。普通钢板墙在水平剪力作用下易发生面外凸起形式的屈曲，滞回曲线会存在明显的捏拢现象。防屈曲钢板墙是指不会发生面外屈曲的钢板剪力墙，由承受水平荷载的钢芯板和防止钢板发生面外屈曲的部件组合而成，通过剪力键与面外约束板件相连，防止芯板面外屈曲，大大改善了其抗震耗能能力。

　　 图5 防屈曲钢板墙构造示意图  

　　  

3.2 计算模型

　　 根据钢板墙规程附录D,将两边连接防屈曲钢板墙简化为等效交叉杆模型进行计算，模型及其应力-应变关系简图如图6所示。

　　 图6 两边连接防屈曲钢板墙计算模型及其应力-应变关系简图 

　　  

　　 拉、压杆截面面积A₁与屈服强度σ_y按下式(1)计算：

　　 A1=K0Le2Ecos3α,σy=VuEcos2αK0Le         (1)A1=Κ0Le2Ecos3α,σy=VuEcos2αΚ0Le         (1)

　　 其中：

　　 Le=lcosα,Vu=τu fLetwK0=Etw1/(Le/He)3+2.4(1+ν)/(Le/He)τu=⎧⎩⎨⎪⎪[0.45ln(LeHe)+0.69]fvεk[0.76ln(LeHe)−0.36(LeHe)+1.05]fvεk(0.5≤Le/He≤1.0)(1.0<Le/He<2.0)Le=lcosα,Vu=τu fLetwΚ0=Etw1/(Le/Ηe)3+2.4(1+ν)/(Le/Ηe)τu={[0.45ln(LeΗe)+0.69]fvεk(0.5≤Le/Ηe≤1.0)[0.76ln(LeΗe)-0.36(LeΗe)+1.05]fvεk(1.0<Le/Ηe<2.0)

　　 式中：l为拉、压杆长度；L_e为钢板墙宽度；H_e为钢板墙高度；K₀为钢板墙初始剪切刚度；V_u为钢板墙抗剪承载力；E为钢板墙弹性模量；τ_u为钢板墙极限抗剪强度设计值；ν为钢板墙泊松比；t_w为钢板墙厚度； f为钢材强度设计值； f_v为钢材抗剪强度设计值；ε_k为钢号修正系数，εk=235/f−−−−−√εk=235/f。

　　 拉、压杆长度l和屈服强度σ_y,钢板墙宽度L_e和初始剪切刚度K₀,钢板墙厚度t_w和抗剪承载力V_u互相关联，其中拉、压杆屈服强度非钢材强度，拉、压杆非实际钢构件，而为抽象的力学模型，在电算模型的钢板墙位置处输入。

　　 按上述计算模型，本工程结构小震弹性分析主要计算结果如表3所示。可见，通过合理设置钢板墙位置，结构呈现以平动为主的自振特性。此外，结构扭转位移比为X向1.22,Y向1.13。

　　 结构周期及周期比 表3

第一周期/s	第二周期/s	第三周期/s	周期比
2.671(平动)	2.525(平动)	2.295(扭转)	0.859

 

　　  

　　 结构在小震、风荷载作用下的层间位移角如图7所示。可见，小震作用下最大层间位移角为1/440,风荷载作用下最大层间位移角小于1/1 000,设置钢板墙之后，结构刚度增大。

　　 图7 结构在小震、风荷载作用下层间位移角  

　　  

　　 钢板墙所在跨框架是保证钢板墙发挥耗能能力的关键部位，钢梁又是直接被作用构件，故钢梁更为关键。按照抗震性能设计的概念，钢板墙作为耗能构件，其在大震作用下屈服较多，此时等效交叉杆的应力-应变关系曲线已进入屈服水平段较长，刚度大大削弱，但内力仍处最大状态，钢梁负载非常大。这种状态之下，对钢梁强度要求很高，钢梁不应有较大的变形，否则钢板墙将成为可动的机构而失去作用，从而导致整体结构变形突然增大而有垮塌的风险。按照强柱弱梁的抗震原则，对柱强度要求很高 ^[4],这将导致钢板墙框架强度过高，从而吸收太多地震力，不太合理。故建立大震下合理的钢板墙框架的计算模型显得尤为重要。

3.3 大震下钢板墙框架工作机理

　　 大震下钢板墙框架工作机理如图8所示，具体阐述如下：1)A,B点只能在大震作用下形成弯矩铰；2)A,B点形成弯矩铰后，A,B点之间梁为简支梁，仍为稳定结构，仍具有较大的刚度、强度；3)钢梁C,D点在大震作用下不能屈服，否则A,B点之间梁形成机构，变形大，钢板墙失去作用点；4)A,B点在大震作用下抗剪亦不能屈服，否则A、B点之间梁成机构；5)若不让A,B点在大震作用下形成弯矩铰，则柱必然出铰，结构不安全，只能将柱做得很强，这将导致框架在大震下仍不屈服，吸收大量地震力且水平变形小，钢板墙效率不高。

　　 综上，A,B点处有必要设类似图9的狗骨节点 ^[5]。这样能保证结构小震弹性，中、大震出现不同程度屈服，同时能使钢板墙首先出现轻微屈服；随其水平变形继续加大，A,B点出现弯矩铰；从而使钢板墙水平变形增大较多，耗能能力发挥较为充分。

　　 图8 钢板墙框架工作机理 

　　  

　　 图9 梁端狗骨节点 

3.4 大震钢板墙框架计算模型

　　 按3.3节大震下钢板墙框架工作机理，假定大震下钢板墙框架中钢梁两端某部位进入塑性状态形成塑性铰，而钢梁其余部位处于弹性状态，钢梁为两端简支梁，交叉杆轴向力作用在简支梁上，钢板墙框架钢柱为不屈服状态。上述假定存在以下特点：1)满足了钢板墙规程提出的大震验算要求，计算过程简洁，钢梁可按交叉杆屈服强度反算，钢梁端部的塑性铰需保证交叉杆屈服力作用下抗剪不屈服；2)保证了强柱弱梁，通过适当的构造使梁端部位削弱，从而保证柱截面正常，整体结构均匀；3)钢板墙的耗能作用也得到充分发挥，大震下保证了结构的抗倒塌能力，结构也能获得附加阻尼比。

　　 按照上述计算假定，绘制钢板墙框架受力示意图(图10),由力的平衡能确定钢板墙框架截面尺寸(图10)。

　　 图10 钢板墙框架尺寸及受力示意图 

　　  

4 结构大震动力弹塑性分析

　　 采用MIDAS Gen有限元分析软件进行大震动力弹塑性分析 ^[6],并与不设置钢板墙的结构体系对比。阻尼比按5%输入，采用两条天然波(T1,T2波)、1条人工波(R1波),3条地震波时程曲线如图11所示。计算结果取包络值。将3条波时程分析的底部剪力与反应谱分析的底部剪力值(小震有墙模型)进行比较，结果如表4所示。由表4可见，地震波选取符合《建筑抗震设计规范》(GB 50011—2010) ^[7](简称抗规)第5.1.2条规定。

　　 图11 地震波时程曲线 

　　  

　　 时程分析与反应谱分析的结构底部剪力对比 表4

工况		反应谱	人工波R1	天然波T1	天然波T2	时程平均值
底部剪力 /kN	X向	16 519	13 714	14 978	16 122	14 938
	Y向	16 160	13 707	13 085	16 226	14 339
时程分析反应谱时程分析反应谱	X向	100%	83%	91%	98%	90%
	Y向	100%	85%	81%	100%	89%

 

　　  

　　 结构大震、小震作用下底部剪力对比如表5所示。由表5可见，大震与小震作用下结构底部剪力比值在3.7～4.4之间。

　　 大震、小震作用下结构底部剪力对比 表5

工况		人工波R1	天然波T1	天然波T2
X向剪力/kN	小震	13 714	14 978	16 122
	大震	59 794	52 833	68 190
Y向剪力/kN	小震	13 707	13 085	16 226
	大震	57 908	48 190	69 317

 

　　  

　　 图12 大震作用下结构层间位移角 

　　  

　　 有钢板墙、无钢板墙两种情况下结构层间位移角结果如图12所示。由图12可见，设置钢板墙之后，大震下结构层间位移角提高明显，X向、Y向层间位移角分别由1/57,1/36提高到1/85,1/88,提高了33%,59%,减震效果明显。

　　 图13 有钢板墙结构出铰状态  

　　  

　　 图14 钢板墙所在榀框架出铰状态 

　　  

　　 有钢板墙结构的出铰状态见图13、图14。由图14可得，钢板墙所在榀钢梁靠柱端出铰较多，破损较严重，而钢板墙与钢梁连接部位两端基本不出铰或出铰较少，破损较轻，符合2.3节钢板墙工作机理。

　　 采用抗规第12.3.4条关于消能部件附加给结构的有效阻尼比计算式(2)进行有钢板墙结构的附加阻尼比的计算，计算得的结构附加阻尼比如表6所示。可见，按抗规相关条文计算的附加阻尼比均大于3%。

　　 结构耗能 表6

地震波		结构总应变能/J	阻尼器耗能/J	附加阻尼比
X向输入	R1波	8 808 606	3 835 647	3.47%
	T1波	8 583 906	3 231 279	3.00%
	T2波	9 924 465	5 171 712	4.15%
Y向输入	R1波	9 239 205	5 654 554	4.87%
	T1波	8 595 277	4 463 449	4.13%
	T2波	10 351 674	7 484 116	5.75%

 

　　  

　　 ξa=∑jWcj/4πWsξa=∑jWcj/4πWs (2)

　　 式中：ξ_a为附加有效阻尼比；W_cj为第j个效能部件在结构预期层间位移Δu_j下往复循环一周所消耗的能量，见图15;W_s为结构在预期位移下总应变能。

　　 图15 典型钢板墙滞回曲线 

　　  

5 结论及建议

　　 本文介绍了钢板墙应用情况，并通过工程实例讲述钢板墙结构体系的设计计算要点。结果表明，通过合理设置钢板墙位置及钢板墙框架截面，使得钢板墙结构体系具有较优的性能，抗侧移能力有很大提高，附加阻尼比较大，大震下出铰位置合理。由于钢板墙类型较多，建议结合工程实际情况，分别采用不同的钢板墙结构体系计算假定进行分析。