我国现行2005版《木结构设计规范》 (GB50005—2003) ^[1]规定木结构房屋仅可应用于3层及以下的民用建筑, 这使木材在多高层建筑中的应用受到了一些限制。本文考虑将钢结构引入到木结构建筑中形成钢木混合结构体系, 从而使木材用于多高层建筑中。木材和钢材具有一些相似优点, 且均符合工厂预制、现场拼装的施工要求, 钢木混合结构具有较好的发展前景。

　　 钢框架与木剪力墙形成的钢木混合抗侧力体系具有较好的抗风抗震能力, 国外学者设计了钢框架内填交错层压木材 (cross laminated timber, CLT) 剪力墙体系并进行了Pushover静力分析, 给出其延性系数建议^[2];此后又通过试验研究和有限元分析, 提出了几种方便预制和现场安装的连接形式^[3,4];并探讨了基于承载力的设计方法^[5]。但是CLT剪力墙自重大、耗材多, 钢框架内填轻型木剪力墙 (简称木剪力墙) 也不失为一种选择。国内学者对钢框架内填木剪力墙组合体系进行了单向和往复加载试验、基于有限元的损伤评估和参数分析, 结果表明木剪力墙显著提高了该体系的初始刚度^[6,7], 并给出了基于性能的抗震设计建议^[8,9]。

　　 要实现钢框架与木剪力墙的协同工作, 最重要的是确保钢框架与木剪力墙连接的可靠性。本文提出两种钢木连接方式, 并进行这两种连接方式下的钢木混合墙体的抗侧试验, 分析其连接性能与墙体的抗侧能力。

　　 两种连接方式的钢木混合墙体试件编号分别为S1和S2, 试件均由钢框架和木剪力墙两部分组成。钢框架跨度均为2 400mm、框架柱高度为1 650mm;试件S1和试件S2的木剪力墙尺寸分别为2 235mm×1 562mm和2 033mm×1 503mm, 均采用双面覆板, 覆面板与边缘及中间墙骨柱连接的钉间距均为100mm;钢框架底部用高强螺栓固定在工字形钢底梁上, 试件通过钢底梁与试验台座相连。试件各部分材料和构造见表1。

　　 试件S1和试件S2的立面构造详图和连接构造详图分别见图1和图2。试件S1的木剪力墙四边均采用4.8级M14普通螺栓与钢框架连接, 如图1 (a) 所示;为防止钢梁梁端焊缝处发生脆性破坏, 在梁端设有狗骨式削弱 (reduced beam section, RBS) 节点。以试件S1的墙体顶部连接为例, 如图1 (b) 所示, 说明钢框架与木剪力墙的连接构造:在木剪力墙顶梁板上开设比螺栓直径大10mm的圆孔, 此余量可调整木剪力墙在钢框架中的位置;在顶梁板下侧和上侧分别设置开孔的木盖板和木垫板, 此开孔孔径比螺栓直径大1mm;待木剪力墙在钢框架中的位置调整确定后, 用钉将木盖板和木垫板固定在顶梁板上;最后将普通螺栓穿过木盖板、顶梁板、木垫板、钢梁翼缘并拧紧。木垫板的作用是调节钢框架与木剪力墙间的空隙, 木盖板的作用是保证螺栓与顶梁板的紧密接触并能承压传力。试件S2的木剪力墙在三边均采用高强螺栓连接, 如图2 (a) 所示;钢梁焊接板和带钉孔T形板上分别开有竖向和水平向长圆孔, 这对相互垂直的长圆孔保证了木剪力墙在上下、左右两个方向均可调节就位;木剪力墙底部用自攻螺钉将角钢固定在木剪力墙的底梁板上, 而后再用高强螺栓将钢底梁与底梁板上的角钢连接, 从而将木剪力墙固定在钢底梁上。也以试件S2的墙体顶部连接为例, 如图2 (b) 所示, 说明钢框架与木剪力墙的连接构造:在钢梁下翼缘预先焊好钻有竖向长圆孔的钢梁焊接板, 在木剪力墙上方用自攻螺钉固定钻有水平向长圆孔的带钉孔T形板;上述竖向长圆孔与水平向长圆孔的长向比螺栓直径大20mm;木剪力墙水平向、竖向调整位置后, 用8.8级M16高强螺栓连接钢梁焊接板和带钉孔T形板。设置长圆孔的目的是方便调整木剪力墙的位置。

　　 钢木混合墙体的往复加载试验的加载方式采用国际标准化协会的ISO 16670规范^[10]中位移控制加载方式, 加载制度如图3所示, 加载速率为20mm/min, 单向加载极限位移取为±48mm。

　　 本试验加载装置采用双通道电液伺服加载系统, 水平作动器变形范围为±250mm, 能够施加的最大荷载为±300k N, 加载头采用铰接方式与试件的钢框架右柱相连, 以释放加载头本身重量产生的弯矩, 加载装置与试件布置如图4所示。采用作动器自带荷载-位移动态采集系统记录荷载-位移数据, 加载方向以图4中向左为正、向右为负。

　　 试件S1加载时, 由于木剪力墙周边骨架构件上的大孔与普通螺栓间存在空隙, 只有在钢框架与木剪力墙发生一定相对位移后, 木剪力墙和钢框架才能紧密接触, 因此在±10mm位移内, 木剪力墙总是做平移运动, 变形不明显。随着位移逐渐增大, 木剪力墙与钢框架开始协调变形, 木剪力墙覆面板发生相互错动 (图5 (a) ) ;再次木剪力墙覆面板角部被挤坏 (图5 (b) 中圈起部分) , 边缘覆面板钉被拔出或剪断或钉头陷入覆面板中 (图6中圈起部分) 。最后大部分边缘覆面板钉被剪断或拔出, 承载力不再增大。在RBS节点处可见摩擦的印痕和变形 (图7中圈起部分) , 表明RBS节点屈服。木垫板由于受到孔壁挤压作用, 发生挤压破坏 (图8) 。

　　 试件S2加载时, 首先观察到木剪力墙覆面板发生相互错动, 随后覆面板角部被挤坏。随着位移的逐渐加大, 边缘覆面板钉脱出覆面板或被剪断, 覆面板和覆面板钉的破坏现象类似于试件S1;顶部连接的高强螺栓发生错动。当边缘覆面板钉大部分被剪断或拔出后, 承载力下降。达到极限承载力时, 可观察到RBS节点有摩擦的印痕和变形, 同时观察到钢框架右柱靠近加载头的连接钢板出现摩擦印痕和变形 (图9) , 说明RBS节点和连接钢板出现屈服现象。

　　 以图4中钢框架的右柱柱顶位移为横坐标, 加载头的作用力为纵坐标, 绘制钢木混合墙体的荷载-位移曲线与骨架曲线如图10所示。

　　 由图10 (a) 可以看出, 试件S1的初始刚度较小。这是因为木剪力墙底梁板、顶梁板和墙骨柱中的大孔与螺栓间存在空隙, 在位移不大的情况下, 钢木混合墙体中的木剪力墙因产生刚体位移而几乎不承载, 荷载主要由钢框架承担。随着位移的增大, 木剪力墙与钢框架结合逐渐紧密, 荷载由钢框架与木剪力墙共同承担, 钢木混合墙体的刚度有了一定提高。最后, 木剪力墙边缘覆面板钉被剪断或从覆面板中被拔出, 钢框架进入塑性, 刚度下降, 承载力达到极限。最终, 试件S1极限承载力为:正向90.79k N, 负向108.71k N。

　　 与试件S1相比, 试件S2的初始刚度大, 如图10 (b) 所示, 在初始阶段, 荷载即由钢框架与木剪力墙共同承担, 随着位移的增大, 承载力不断上升。当木剪力墙大部分边缘覆面板钉被剪断或拔出后, 承载力下降。试件S2极限承载力比试件S1更高, 正向为113.01k N, 负向为120.97k N。由于两试件的钢框架相同, 因此木剪力墙破坏情况也基本相同。试件S2极限承载力比试件S1更高的主要原因是当试件S1中木剪力墙发挥主要承载能力时, 试件S1的钢框架已经部分进入塑性, 因此钢框架的承载能力有所下降。另外, 试件S2底部的角钢连接限制了墙体的平动和转动, 相当于在试件S2中增加了抗倾覆连接件^[11]。

　　 两个试件在往复荷载下耗能情况见图11和表2, 为了分析钢框架内填木剪力墙的效果, 将ABAQUS模拟获得的不带木剪力墙的纯框架的耗能也列于图11和表2以进行对比分析, 其中总行程为加载头在拉压两个方向所经历的总行程。

　　 由图11和表2可知, 与纯框架的数值分析结果相比, 钢木混合墙体体现出了良好的延性和耗能性能, 试件S1、试件S2的耗能分别提高了99%和176%;达到极限状态时, 试件S2比试件S1的耗能更多, 但试件S1比试件S2有更好的变形能力。试件S2耗能大于试件S1, 这是由于在摩擦型高强螺栓未滑动前, 试件S2中的木剪力墙错动变形大, 耗能更多, 在摩擦型高强螺栓滑动后, 试件S2的连接摩擦力做功也耗散较多的能量所致;而试件S1的变形能力比试件S2强, 这是因为试件S1只在位移达到一定程度 (约±10mm) 后, 木剪力墙才发挥作用, 即试件S1与试件S2相比, 木剪力墙发挥作用的时间较晚, 当达到同样行程时, 试件S2的木剪力墙已破坏, 而试件S1的木剪力墙仍具有一定承载力, 因此试件S1极限位移更大, 变形能力更强。

　　 根据《建筑抗震试验规程》 (JGJ/T 101—2015) ^[12]的规定, 钢木混合墙体的刚度可以采用割线刚度来表示, 割线刚度K_i可按式 (1) 计算:

　　 式中:+F_i, -F_i分别为第i次循环的正向、负向峰值荷载;+Δ_i, -Δ_i分别为第i次循环的正向、负向峰值位移。

　　 试件S1和试件S2的刚度退化情况如图12所示。由图12可知, 钢木混合墙体在往复荷载作用下有明显的刚度退化;试件S1在初始即经历一段刚度下降, 而后刚度平稳中稍有上升, 但相比试件S2刚度提高并不明显。试件S1初始刚度下降是由于试件S1的普通螺栓拧紧后, 该普通螺栓连接具有一定刚度, 但由于普通螺栓预紧力小, 初始摩擦力很快被克服, 木剪力墙发生滑动而不再承载, 普通螺栓连接刚度迅速下降。试件S1刚度稍有上升是由于木剪力墙被顶紧后其作用逐渐发挥出来。试件S1刚度上升之后, 其刚度仍比试件S2小:一个原因是试件S1的连接刚度较小, 峰值荷载小;另一个原因是由于试件S1的木剪力墙发挥作用的时间较晚, 同等承载力下, 试件S1的位移更大, 从而增大了式 (1) 的分母数值。

　　 试件S2刚度退化在0.2Δ_m~0.4Δ_m (Δ_m为单向加载极限位移) 间最为明显。这是因为此阶段, 木剪力墙作为主要受力构件, 覆面板的往复错动导致木剪力墙覆面板钉的屈服和被剪断, 刚度不断减小。在达到极限承载力时, 试件S1和试件S2的刚度趋于一致, 说明钢木混合墙体的抗侧刚度几乎都已丧失。

　　 通过在钢框架上粘贴应变片可以测得钢框架所承担的剪力, 通过加载头的传感器可以获得钢木混合墙体的总剪力, 二者相减即可获得木剪力墙所承担的剪力。随着位移的增大, 钢木混合墙体中钢框架与木剪力墙所承担的剪力比例的变化如图13所示。

　　 由图13 (a) 可知, 由于试件S1普通螺栓连接中大孔的存在, 试件S1在克服普通螺栓的摩擦力后, 木剪力墙发生滑动, 其所承担剪力比例突降;随着位移增大, 木剪力墙与钢框架挤紧并逐渐发挥作用, 木剪力墙所承担的剪力比例上升, 位移达到40mm时, 钢框架和木剪力墙均产生一定的损坏, 两者所承担的剪力比例趋于稳定。

　　 由图13 (b) 可知, 试件S2采用高强螺栓连接, 其初始刚度大, 且木剪力墙初始刚度大于钢框架, 木剪力墙所承担的剪力比例高;随着位移增大, 木剪力墙的损伤逐渐积累, 其所承担的剪力比例逐渐下降, 位移达到48mm时, 摩擦型高强螺栓发生滑动, 静摩擦力转为滑动摩擦力, 传递给木剪力墙的荷载突降, 因此木剪力墙所承担的剪力比例有较大下降。

　　 (1) 试件S1极限承载力为:正向90.79k N, 负向108.71k N。试件S2极限承载力为:正向113.01k N, 负向120.97k N。高强螺栓连接比普通螺栓连接的刚度更大, 对钢木混合墙体极限承载力的提高更加明显。

　　 (2) 与纯框架数值分析结果相比, 钢木混合墙体体现出了良好的延性和耗能性能;试件S1、试件S2的耗能分别提高了99%和167%;试件S2比试件S1的耗能更多, 但试件S1比试件S2有更好的变形能力。

　　 (3) 钢木混合墙体在往复加载过程中有明显的刚度退化, 退化程度先快后慢, 逐渐趋于稳定。