近年来装配式钢结构发展迅猛, 钢结构体系的相关研究越来越深入, 在设计中大都忽略填充墙对钢框架力学性能的贡献。实际上, 在地震作用下, 钢框架结构墙体会参与抵抗水平力, 同时改变框架结构的抗侧刚度和自振周期。不同墙体对钢框架结构抗震性能的贡献不同, 所以需要通过试验研究不同墙体对各项性能指标的贡献比例。

　　 据此国内外学者对填充墙-钢框架结构体系进行了系列的理论研究和试验分析, 得出不同材质的填充墙, 在强度、刚度、延性、疲劳、耐久性等方面有很大差别, 与钢框架组合成填充墙-钢框架结构后, 对钢框架在受力时的影响不同, 因此需要先确定填充墙-钢框架中所使用的填充墙的力学性能^[1,2,3]。本文所使用的填充墙为钢纤维泡沫混凝土密肋复合板, 与普通混凝土预制板相比, 混凝土中加入了乱向分布的钢纤维, 分层设置的暗梁、暗柱及梁格内的泡沫混凝土, 使得复合板的力学性能有了不同程度的提高^[4,5]。

　　 同时研究表明, 墙体与钢框架的连接和钢框架梁柱节点的连接方式, 对墙体、钢框架受力性能的影响较大, 设计合理的连接件、墙体、钢框架能够更大程度地协调好彼此之间的工作状态, 发挥填充墙-钢框架结构体系的整体抗震性能^[6,7,8]。为了检验墙板的塑性变形能力, 本试验框架采用半刚性框架结构。

　　 本文设计了两套单层单跨的足尺模型, 相同试验条件下分别对其进行拟静力试验。

　　 构件中的7块钢纤维混凝土密肋墙板 (B1～B7) 构造及所用材料完全相同, 单块墙板尺寸为1 800×600×100 (长×宽×厚) 。墙板分为上下两层各20mm厚钢纤维混凝土面层;中间为普通钢筋混凝土肋梁, 框格内为泡沫混凝土。各墙板实测普通混凝土立方体试块的抗压强度为36.5MPa, 钢纤维混凝土立方体试块的强度为36.0MPa, 钢纤维混凝土试块的弹性模量为3.29×10⁴N/mm², 泊松比为0.16, 每块墙板的实际配筋率为0.33%。图1为墙板的截面示意图。

　　 试验的单层单跨的钢框架采用平端板连接半刚性梁柱节点形式, 可充分发挥钢框架的抗震能力。梁、柱采用Q235B工字梁, 梁、柱截面均为250×300×8×12, 支座底梁截面为600×400×14×16, 钢框架简图见图2。梁端设置10mm厚的带孔矩形平端板, 通过4个8.8级直径20mm的高强螺栓与柱翼缘相连, 柱脚由16mm厚的垫板通过10个高强螺栓与底梁相连。取本次试验所采用的10mm厚钢材进行金属拉伸试验, 测得屈服强度为263.1MPa, 抗拉强度为378.9MPa, 伸长率为24.6%。

　　 试验采用全程位移加载控制, 以屈服位移Δ_y作为控制值, 在控制值基础上等倍加载, 0.25Δ_y～0.7Δ_y (循环2次) 、Δ_y～2Δ_y (循环3次) 、≥3Δ_y (循环2次) ^[9], 具体加载制度见图3。加载时以正弦波为一周期循环一次, 每一完整周期定义为结构构件以0.5mm/s的加载速率匀速由初始位置水平位移至正向最大, 再折返至负向最大位移处, 最终回到初始位置。构件的屈服位移Δ_y取0.7P_max处所对应的位移值 (P_max为空框架的极限荷载) , 通过空框架数值模拟得出Δ_y=5mm, 带墙板框架屈服位移也取5mm, 加载试验见图4。

　　 钢框架固定在地梁上, 钢框架在荷载作用下的试验现象如图5, 6所示。

　　 钢框架-墙板及空框架在水平拟静力试验时的变形过程以及破坏特征在不同阶段有所不同, 即:同一加载等级, 空框架的变形明显大于钢框架-墙板结构。在达到塑性极限状态时的最终变形形态基本相同, 但绝对变形量和承载力完全不同。图5为试验最后阶段构件达到极限变形后两种试验结构中钢框架梁柱节点的变形状况。

　　 试验过程中, 螺栓频繁松动, 梁靠近节点位置上下翼缘变形明显, 且端板与下翼缘焊缝处出现细微开裂。钢框架-墙板结构中, 墙板受力后发出开裂的声响。试验后期, 框架侧移越来越大, 荷载上升趋势变缓, 柱顶、柱底设置加劲肋处的焊缝开裂并逐渐延伸至通长, 柱脚板有扭曲和上翘现象, 见图6。

　　 钢框架-墙板结构中的墙板通过连接件与框架梁相连 (墙板从临近加载点到最远处依次为B1～B7) 。墙板上下顶面与钢梁、墙板与墙板之间均留有20mm的空隙。破坏情况见图7。裂缝发展的现象为:1) 墙板在位移量为80mm时开始产生裂缝, 当加载到22Δ_y时, B4～B6连接件区域裂缝已经发展到0.1mm以上;2) 加载到23Δ_y时各墙板均已出现较明显的裂缝;3) 加载到24Δ_y时, 裂缝已向墙板中部发展, 连接件之间的裂缝部分已贯通;4) 加载到29Δ_y时, 裂缝开展到最大, 连接件作用区域混凝土压碎, 分布筋露出, 墙板已经达到最大承载力。

　　 通过分析归纳裂缝的开展过程及最终破坏形态可得出以下结论:1) 试件均为四角部位出现裂缝, 裂缝向板中间部位开展的趋势并不明显, 大部分集中在墙板上下两端头, 如图7所示的裂缝仅开展到整块板1/3高度;2) 墙板端头混凝土的破坏源于侧移较大时, 钢梁的挤压及板块之间的局压;3) 受限于墙板高宽比的限制, 裂缝均未开展到墙板中部位置, 结构在循环荷载作用时, 墙板的高宽比影响水平力传递到墙板对角线方向的分量, 斜拉力的大小对墙板裂缝的开展起关键作用, 斜拉力越大, 裂缝越容易产生。在一定范围内, 墙体的高宽比越小, 结构的承载能力越大。

　　 试验采用国产邦威POP-M型100T作动器加载, 用DH3816US 静态电阻应变仪测量钢筋和混凝土在水平低周往复荷载作用下的应变, 并采集数据。滞回曲线是由POP位移加载计算机控制系统自带记录仪的数据生成的荷载-位移曲线^[10]。

　　 图8为全位移加载级数对应的荷载-位移曲线, 可见空框架与钢框架-墙板体系有以下特点:1) 两者滞回环皆为反S形。2) 两者加载初期, 曲线斜率均随着荷载的增大而减小, 且随着加载次数的增加, 斜率下降越来越快, 这表明结构的刚度在逐渐退化;反复加载的过程中, 曲线慢慢呈现“捏拢”现象。加载初期卸载过程中, 侧移值较小时, 曲线斜率较陡, 残余应力较小, 构件屈服后, 曲线斜率变小, 且变化趋势变平缓, 残余应力也随着累积增加。3) 随着荷载级数的增加, 曲线的斜率减小趋势越来越快, 反映出构件的抗侧刚度发生退化, 抵抗地震作用的能力减弱。刚度退化的原因一方面由于钢框架进入弹塑性阶段, 另一方面随着墙板裂缝开展, 局部混凝土压碎, 力的传递路径削弱, 结构整体刚度减小。4) 两者后次循环加载均比前次循环加载的刚度退化, 钢框架-墙板体系刚度退化明显小于空框架, 说明在体系进入塑性阶段后, 墙板参与工作, 且起到很大的作用。5) 钢框架-墙板与空框架相比, 滞回曲线更为饱满, 尤其在试验力增大的过程中, 曲线斜率变化所反映出的钢框架-墙板刚度退化更柔和, 结构的变形能力更具有弹性。6) 钢框架-墙板与空框架结构相比, 极限位移增加38.2%、破坏荷载提高45.25%。可见墙板对结构的抗震能力提高较大。

　　 据图9可知, 钢框架-墙板结构和空框架结构的骨架曲线有如下特点:1) 二者的骨架曲线均呈S形, 构件从弹性阶段、弹塑性阶段直到试验结束, 水平力峰值均呈现缓慢的变化趋势, 刚度的退化明显, 没有出现突然的拐点, 结构延性较好;2) 同级位移作用下, 试验前期阶段, 二者的承载力相差不多, 加载后期, 特别是在侧移达到50mm以后, 钢框架-墙板结构的承载力明显高于空框架;3) 随着位移的增大, 两条曲线从近似重合点开始出现分化, 墙板对钢框架的贡献能力得到体现。此时空框架的承载能力增大的空间很小且增长缓慢, 刚度退化明显;钢框架-墙板结构的承载力稳步上升, 刚度退化趋势较缓, 在试验的中后期墙板的抗侧刚度弥补了钢框架抗侧刚度的不足, 结构的抗震能力得到提高。

　　 退化刚度K表示为:

　　 ${\rm K}{}_i=\frac{|{\rm P}{}_i|+|-{\rm P}{}_i|}{|\Delta {}_i|+|-\Delta {}_i|}(1)$

　　 式中:K_i为i级位移作用下刚度值;P_i, -P_i为第i级正反向峰值点的荷载值;Δ_i, -Δ_i为第i级正反向峰值点的位移值。

　　 结构的刚度随着循环次数的增加而减小, 刚度退化越慢, 构件抵抗地震作用的能力越强, 结构的耗能能力越好^[11]。为了更好地分析结构的刚度变化趋势, 图10给出了两种结构体系在正向荷载作用下的等效刚度随加载位移的变化情况。钢框架-墙板结构和空框架的初始等效刚度分别为12.68, 12.44kN/mm;最终割线刚度分别为4.63, 4.34kN/mm。分析曲线的变化趋势可以得出以下结论:

　　 (1) 加载的初期, 当位移小于3.5mm时, 钢框架-墙板和空框架刚度陡然下降, 这主要是在加载初期, 各构件间调整安装间隙的过程, 该部分刚度并不真实。但当位移大于3.5mm、小于10mm时, 刚度曲线均有提升, 说明消除间隙影响后构件正常工作, 构件处于弹性状态。位移在10～45mm之间时, 两条曲线稍呈下降趋势, 但两者刚度退化均不明显。

　　 (2) 当位移大于45mm后, 两条曲线刚度均有明显退化, 两者退化趋势相同但刚度退化差异明显。当位移在45～80mm之间时, 空框架曲线退化明显, 该区间刚度退化占整体刚度退化比率达到35.58%, 而钢框架-墙板仅为14.52%。

　　 (3) 当位移在80～130mm之间时, 空框架及钢框架-墙板在该范围的刚度退化占整体刚度退化比率分别为32.41%和37.95%, 说明钢框架-墙板的刚度退化主要发生在80～130mm位移之间, 与空框架在位移45～80mm时的退化率基本一致。当位移在80～130mm之间时, 两条曲线近乎平行, 两曲线刚度差值的平均值为1.91kN/mm, 这部分刚度可认为是墙板参与工作的贡献。当位移达到80, 145mm时, 钢框架-墙板的刚度值比空框架分别提高65%, 44.8%。

　　 强度退化是指在相同位移幅值的条件下, 结构的承载力随着往复次数的增加而减小的现象^[12]。结构的强度退化用同级荷载强度退化系数表示:

　　 $\lambda {}_j={\rm P}{}_j^i/{\rm P}{}_j^{i-1}(2)$

　　 式中:λ_j为同级位移荷载作用下每次循环的峰值点荷载与该级第一次循环的峰值点荷载的比值;P${}_j^i$, P${}_j^{i-1}$为第j级加载位移时, 第i, i-1次循环峰值点的荷载值。

　　 为了分析构件在相同加载位移作用下的强度退化情况, 图11给出了两种构件的强度退化曲线, 分析可得如下结论:随着位移的增加, 构件的强度退化系数λ_j变化趋势较为平缓, 对比钢框架-墙板结构和空框架的强度退化曲线, 二者的强度退化均不明显, λ_j的值基本保持在±1左右, 这说明结构在每级位移加载的前后两个周期内承载力变化不大, 两种结构的强度退化曲线变化趋势基本保持一致。

　　 延性是指结构或构件从屈服开始达到最大承载力或者达到承载能力以后还没有明显下降期间的变形能力。延性好的结构在达到屈服或最大承载能力状态后还能吸收一定量的能量, 能避免脆性破坏的产生, 钢框架-墙板结构的延性性能多体现在地震作用时的弹塑性阶段, 位移延性系数越大, 说明结构的变形能力越好。延性系数表示为:

　　 $\mu =\Delta {}_{\text{u}}/\Delta {}_{\text{y}}(3)$

　　 式中:Δ_u为结构的极限变形;Δ_y为结构的屈服变形。

　　 延性系数的确定需要确定结构体系的特征点, 确定方法见图12。图中P_m, P_u, P_y分别为峰值荷载、极限荷载、屈服荷载;Δ_m, Δ_u, Δ_y分别为峰值位移、极限位移、屈服位移。

　　 据此可求出空框架和钢框架-墙板结构的延性系数, 见表1。由表1可知, 钢框架-墙板结构比空框架的延性系数大0.95%, 这说明钢框架-墙板结构在弹塑性阶段变形能力与空框架结构基本相当。

　　 结构体系的耗能能力评定没有一定的标准^[13], 本文同时采用等效黏滞阻尼系数ξ_e和能量耗散系数E作为指标, ξ_e, E的值越高, 结构的耗能能力也越强, 能量耗散指标确定见图13。

　　 $\begin{array}{l}\xi {}_{\text{e}}=\frac{1}{2\text{π}}\frac{S{}_{\stackrel{⌢}{\text{A}\text{B}\text{C}}}+S{}_{\stackrel{⌢}{\text{C}\text{D}\text{A}}}}{S{}_{\text{Δ}\text{Ο}\text{B}\text{E}}+S{}_{\text{Δ}\text{Ο}\text{D}\text{F}}}(4)\\ E=2\text{π}\xi {}_{\text{e}}=\frac{S{}_{\stackrel{⌢}{\text{A}\text{B}\text{C}}}+S{}_{\stackrel{⌢}{\text{C}\text{D}\text{A}}}}{S{}_{\text{Δ}\text{Ο}\text{B}\text{E}}+S{}_{\text{Δ}\text{Ο}\text{D}\text{F}}}(5)\end{array}$

　　 利用Origin按滞回环求出不同加载位移下两种体系的能量耗散系数E和等效黏滞阻尼系数ξ_e绘制成柱状图, 见图14。分析发现:整个试验过程, 除了墙板开裂瞬间 (位移达到70mm时) 外, 钢框架-墙板结构的ξ_e, E值均大于空框架结构的耗能指标数值, 说明在整个试验过程中, 墙体吸收消耗了大量能量。当钢框架-墙板结构的位移达到25mm时,

　　 其E值比空框架提高2倍;当位移在25～50mm之间时, 耗能能力增长幅度变小;当位移达到60mm时, 耗能值再次增大;当位移达到70mm时, 耗能能力降到最低, 此时墙板开裂, 墙板刚度减小, 直至板内塑性内力重分布后, 墙板逐渐参与工作, 但墙板的能量耗散的贡献远远小于墙板开裂之前。

　　 根据钢框架-墙板结构及空框架结构的刚度可以计算出结构的自振周期。

　　 结构的自振周期T计算公式:

　　 ${\rm T}=2\text{π}/\omega (6)$

　　 式中ω为自振频率。

　　 本试验采用的是拟静力试验, 所以不考虑两种试验模型质量m不同对周期的影响, 即认为两种模型的质量相同。仅研究抗侧刚度K对自振周期的影响, 钢框架-墙板试验模型中的墙板, 增强了框架的刚度。

　　 设K₁为空框架的抗侧刚度, K₂为钢框架-墙板的抗侧刚度;T₁为空框架的自振周期, T₂为钢框架-墙板的自振周期。

　　 根据试验中不同加载位移下所施加的水平力, 求出试件的抗侧刚度及自振周期关系见表2。由表2可见, 当不考虑墙板的刚度时, 结构设计中采用的自振周期大于实际的结构自振周期, 计算结果偏于不安全。

　　 通过对单层单跨的钢框架-墙板结构和空钢框架进行水平低周往复荷载试验的研究分析得出以下结论:

　　 (1) 墙体的裂缝发展开始于试验中后期 (位移为80mm) , 裂缝产生范围集中在墙板两端头位置, 沿对角线方向裂缝仅发展到墙体1/3高度以下区域, 且裂缝宽度约为0.4mm, 墙板的高宽比对墙体传力的影响较大。

　　 (2) 钢框架-墙板结构承载力比空框架提高约45%左右, 承载力的提高来自墙板的补充, 两种结构的强度退化曲线保持一致。

　　 (3) 有无墙板结构的刚度退化差异较大, 钢框架-墙板结构退化平缓, 在位移达到80mm时, 钢框架-墙板结构的刚度比空框架提高了65%, 最终刚度为4.63kN/mm, 约为空框架的1.07倍。

　　 (4) 钢框架-墙板结构提高了结构的刚度和强度, 结构的延性基本与空框架一致, 结构的耗能能力增强, 增强幅度依加载位移的数值而异, 其耗能能力最大可提高2倍, 结构的抗震能力显著增强。

　　 (5) 钢框架-墙板比空框架结构的自振周期约减小2%～23%, 加载位移越大, 自振周期影响越大。

　　 (6) 装配式钢结构内嵌墙板之后, 提高了结构整体抗震性能, 但填充墙的种类、连接的方式、钢框架自身的性能等因素都会影响结构的耗能能力, 具体的影响程度还需进一步研究。