楊艷敏，胡挺益，張濱麟，王 勃，王小玉

(1. 吉林建筑大學(xué) 土木工程學(xué)院,吉林 長春 130118；2. 河南城建學(xué)院 土木與交通工程學(xué)院,河南 平頂山 467036)

0 引 言

裝配式建筑是將建筑的各組成部件進行工業(yè)化預(yù)制的結(jié)構(gòu)模式，打破了傳統(tǒng)現(xiàn)場濕作業(yè)的建造方式，具有造價成本低、工期短等優(yōu)勢[1-3]。裝配式建筑源于歐洲，發(fā)展于日本、美國等國家，并取得眾多研究成果[4]。20世紀(jì)80年代，美國住房與城市發(fā)展部制定了系列的裝配式建筑設(shè)計與施工規(guī)范標(biāo)準(zhǔn)[5-7]。相比之下，中國的裝配式建筑發(fā)展起步較晚，但近年來，裝配式建筑發(fā)展迅猛，其中，裝配式墻板框架體系具有輕質(zhì)、經(jīng)濟等特點，成為了當(dāng)前的研究熱點[8]。

文獻[9]～[11]中指出，墻板框架體系中的外荷載大部分由主體框架承擔(dān)，而實際中的墻板不僅起到了圍護作用，還為主體框架提供了附加水平側(cè)向剛度；《高層民用建筑鋼結(jié)構(gòu)技術(shù)規(guī)程》(JGJ 99—2014)中指出填充墻板對結(jié)構(gòu)體系承載力設(shè)計的影響，也指出了內(nèi)嵌式非承重輕質(zhì)墻板能提高鋼框架體系20%左右的抗側(cè)剛度。馮燕軍[12]進行了內(nèi)嵌式纖維混凝土墻板鋼框架結(jié)構(gòu)體系的抗震性能研究，結(jié)果表明，墻板與主體框架分別為體系提供第1，2道抗震防線，從而提高體系的抗震設(shè)防水平。然而，強震下裝配式墻板框架體系的破壞大部分集中于連接節(jié)點處，為此，邱增美等[13]進行了ALC外墻板與鋼梁新型連接節(jié)點試驗研究，驗證了該新型連接節(jié)點的傳力性能穩(wěn)定可靠性。劉學(xué)春等[14]針對墻板鋼框架體系提出了U形與T形吊掛可控滑移連接節(jié)點，并進行了低周往復(fù)試驗研究，結(jié)果表明，節(jié)點的合理設(shè)計對提高體系的抗震能力起到了至關(guān)重要的影響[15]，地震下的2種新型節(jié)點墻板鋼框架結(jié)構(gòu)體系協(xié)調(diào)性較好。

基于此，本文提出了一種新型的鋼板連接夾芯墻板鋼框架體系，夾芯墻板是由輕質(zhì)、高強的全輕混凝土(粗骨料由頁巖陶粒和頁巖淘砂組成)預(yù)制而成，通過墻板中間部位填充節(jié)能高效保溫泡沫板的方式，形成低“熱橋”效應(yīng)[16]，實現(xiàn)圍護-保溫-抗震的一體化，然后采用低周往復(fù)加載方式進行試驗研究，綜合評價其抗震性能，為進一步推進住宅產(chǎn)業(yè)化進程研究提供參考。

1 試驗概況

1.1 試件設(shè)計

設(shè)計并制作了3榀1∶2縮尺鋼框架體系：1榀連接鋼板厚度為3 mm的夾芯墻板鋼框架體系LWSF-1；1榀連接鋼板厚度為6 mm的夾芯墻板鋼框架體系LWSF-2；1榀對比空框架體系LWSF-3。試件LWSF-1與LWSF-2的連接件除了鋼板連接厚度不同外，其余尺寸均一致。試件LWSF-1的連接件尺寸如圖1所示，具體實物如圖2所示。

試件LWSF-1與LWSF-2中的夾芯墻板尺寸均為1 500 mm×1 500 mm×200 mm，內(nèi)外混凝土層各為50 mm，混凝土設(shè)計強度為LC20，其中夾芯層的保溫材料為聚乙烯泡沫，厚度為100 mm，鋼筋網(wǎng)架采用φ3冷拔鋼絲，其構(gòu)造如圖3所示，平面如圖4所示。各試件主體框架的尺寸均一致，如圖5所示，框架梁采用工字鋼，底梁截面尺寸為HW250×250×9×14，頂梁截面尺寸為HW200×200×8×12；框架柱采用方形鋼，截面尺寸為□200×200×5，所有鋼材型號均為Q235B。

鋼板連接件的錨固過程為：首先將鋼板錨筋端預(yù)埋于墻板內(nèi)部的預(yù)設(shè)位置，然后墻板內(nèi)嵌主體框架，最后將鋼板的外伸端與框架上下梁焊接固定，安裝示意圖如圖6所示。

1.2 試驗方案設(shè)計

加載裝置如圖7所示。試件底部通過壓梁固定，提供傾覆彎矩，防止其傾倒。由于試驗過程中不考慮軸壓的影響，故在梁端只施加低周往復(fù)水平荷載。水平加載裝置采用美國MTS公司生產(chǎn)的電液伺服液壓加載系統(tǒng)，最大輸出力為650 kN，輸出位移量程為-250～250 mm。

采用等幅與變幅相結(jié)合的加載制度進行試驗加載，并以位移增量作為控制方式[17]，試驗加載速率為3 mm·s-1。試驗前期的位移增量級差為1 mm，當(dāng)位移幅值為4 mm時級差改為2 mm，每級位移循環(huán)2次，加載制度如圖8所示。

當(dāng)發(fā)生下列情況之一時，即認(rèn)為試件處于極限破壞階段[18]，應(yīng)結(jié)束試驗:①框架梁、柱發(fā)生嚴(yán)重屈曲；②鋼板連接被剪斷；③鋼板連接附近混凝土破壞并脫落；④墻板角部混凝土壓碎；⑤墻板發(fā)生不可逆轉(zhuǎn)的破壞。

1.3 連接件抗剪試驗

鋼板連接件抗剪試驗[19]簡圖如圖9所示，其中連接件尺寸、錨固方式、焊接方式與正式試驗完全一致。共設(shè)計3個完全相同的試件，編號分別為GB-1，GB-2，GB-3。連接件厚度為3 mm，預(yù)埋于同夾芯墻板等厚度的實體全輕混凝土中，每塊混凝土預(yù)埋2個連接件，分別與H型鋼采用角焊縫進行焊接固定，試驗裝置如圖10所示。裝置上端采用500 kN電液伺服試驗機固定，下端采用300 kN拉拔儀施加反向荷載。

試件開裂荷載、破壞荷載及破壞現(xiàn)象如表1所示。由表1可知：各試件的抗剪承載力有著一定的差異，此差異主要由焊縫質(zhì)量引起，試件GB-2的抗剪承載力最小，焊縫質(zhì)量最差，各試件抗剪承載力平均值為59.8 kN。

表1開裂荷載、破壞荷載及破壞現(xiàn)象Tab.1Cracking Load, Failure Load and Failure Phenomenon

試件主要破壞形態(tài)如圖11所示，各試件的破壞形態(tài)均由全輕混凝土開裂破壞引起，試塊頂部形成局壓破壞區(qū)域。

2 試驗結(jié)果分析

2.1 試驗現(xiàn)象

2.1.1 試件LWSF-1

加載初期，墻板與主體鋼框架之間處于協(xié)調(diào)彈性變形階段。當(dāng)位移Δ為6 mm時，左下角連接件附近的混凝土出現(xiàn)多條細小裂縫。隨著位移增大，底部連接件開始屈曲變形，同時墻板與框架柱內(nèi)側(cè)間發(fā)出“吱吱”聲響。當(dāng)位移Δ為26 mm時，左下角連接件周圍出現(xiàn)1條主裂縫，并向墻板右底部發(fā)展。當(dāng)位移Δ為32 mm時，左下角裂縫貫通，左上角連接件發(fā)出“吱吱”聲響。當(dāng)位移Δ為-34 mm時，左上角連接件焊縫根部被撕裂[圖12(a)]。當(dāng)位移Δ為-38 mm時，右下角連接件的焊接處完全開焊[圖12(b)]。當(dāng)位移Δ為40 mm時，左下角連接件附近的混凝土擠碎[12(c)]，連接件開焊失效退出工作，試驗停止，此時墻板整體損壞較小。

2.1.2 試件LWSF-2

加載初期，墻板與主體框架處于彈性變形階段，無明顯變化。當(dāng)位移Δ為-6 mm時，左上角連接件附近出現(xiàn)第1條裂縫，裂縫逐漸變寬并向墻板頂部延伸。當(dāng)位移Δ為-8 mm時，左下角出現(xiàn)2條貫穿連接件的裂縫[圖13(a)]。當(dāng)位移Δ為10 mm時，右下角墻板距框架柱45 cm處出現(xiàn)多條裂縫并向連接件延伸，同級反向加載過程中，右上角連接件附近出現(xiàn)多條微裂縫。當(dāng)位移Δ為12 mm時，右上角墻板出現(xiàn)較寬的斜向45°裂縫[圖13(b)]，并向頂部延伸，隨著位移幅值的增大，連接件附近的裂縫增多并變寬。當(dāng)位移Δ為30 mm時，連接件附近混凝土剝離[圖13(c)]，墻板破壞嚴(yán)重，試驗停止，此時連接件基本保持完整性。

2.1.3 試件LWSF-3

當(dāng)位移Δ為10 mm時，框架柱表面出現(xiàn)掉漆起皮現(xiàn)象，此時柱底屈曲變形，試件進入塑性階段。隨著位移幅值的增大，框架柱底屈曲現(xiàn)象愈加明顯。當(dāng)位移Δ為16 mm時，左側(cè)柱底部外側(cè)開始屈曲變形。當(dāng)位移Δ為28 mm時，左、右柱腳內(nèi)側(cè)開始屈服。當(dāng)位移Δ為-36 mm時，右柱加勁肋屈曲變形[圖14(a)]。當(dāng)位移Δ為38 mm時，左側(cè)柱腳焊縫發(fā)出撕裂聲響，柱底部與墊板焊接位置開焊[圖14(b)]。

2.2 滯回曲線

各試件的荷載-位移滯回曲線如圖15所示。由曲線可知：加載初期，滯回環(huán)包圍的面積較小，荷載-位移基本呈線性關(guān)系，此時各試件處于彈性變形階段；隨著位移幅值的增加，滯回環(huán)包圍的面積變大，荷載-位移不再呈線性變化關(guān)系，此時試件進入塑性階段。隨著同級位移加卸次數(shù)的增加，荷載-位移曲線的斜率逐漸減小，此時各試件的殘余變形累積增加，剛度明顯退化。

由曲線還可看出：試件LWSF-1與LWSF-2出現(xiàn)不同程度的捏縮現(xiàn)象，主要原因在于墻板與鋼框架之間的連接鋼板處產(chǎn)生剪切滑移；此外，夾芯墻板中間的保溫夾芯層不參與水平受力，一定程度上削弱了墻板的水平抗側(cè)力。與有墻板體系(試件LWSF-1，LWSF-2)相比，無墻板試件LWSF-3的滯回曲線呈現(xiàn)明顯的弓形，滯回環(huán)的飽滿度稍欠佳，說明墻板能提高體系的耗能能力，有利于結(jié)構(gòu)抗震。

由圖15與表2可知，試件LWSF-1與LWSF-2的承載力、延性明顯高于對比空框架體系LWSF-3。此外，各試件正負向曲線存在不同程度的不對稱現(xiàn)象，試件LWSF-1的正向極限承載力比負向提高10.6%，試件LWSF-2的負向極限承載力比正向提高25.1%，試件LWSF-3的正向極限承載力比負向提高11.4%。根據(jù)試件設(shè)計的對稱性，理論上認(rèn)為試件正負向極限承載力應(yīng)保持一致性，造成該現(xiàn)象的主要原因在于：主體框架梁柱間的焊縫或連接件的焊縫不均勻，造成傳力存在差異性。試件LWSF-1與LWSF-2的上連接件焊縫質(zhì)量情況分別如圖16與圖17所示，建議后續(xù)試驗中提高焊縫質(zhì)量，以提高墻板框架體系受力性能的穩(wěn)定性。

2.3 骨架曲線

骨架曲線能直觀反映出結(jié)構(gòu)處于不同受力階段的荷載-位移特性，是確定恢復(fù)力模型特征點的依據(jù)[20]。各試件骨架曲線如圖18所示。

由圖18可知，試件LWSF-2的初始斜率最大，說明連接鋼板越厚，越能顯著提高體系的初始剛度。當(dāng)位移Δ為23 mm左右時，各試件的骨架曲線斜率相差很小。當(dāng)正向位移較大時，試件LWSF-1與LWSF-3的骨架曲線出現(xiàn)下降段，這是由于體系出現(xiàn)了不可恢復(fù)的塑性損傷。此外，各試件骨架曲線(正向或負向、正向與負向)未出現(xiàn)下降段，原因在于：試驗后期時，連接件破壞嚴(yán)重，喪失連接能力，或主體框架柱底屈曲嚴(yán)重，停止加載。此時墻板仍具有一定的整體剛度，墻板框架間形成對角斜撐機制。

表2主要力學(xué)性能特征值Tab.2Main Mechanical Property Eigenvalues

注：Pc為開裂荷載；Δc為開裂位移；Py為屈服荷載；Δy為破壞位移；Pk為峰值荷載；Δk為峰值位移；u為延性系數(shù)。

2.4 剛度退化

割線剛度Ki能夠體現(xiàn)試件剛度退化規(guī)律，反映外荷載作用下結(jié)構(gòu)損傷積累情況，其表達式為

(1)

式中：Ki為第i次循環(huán)時的割線剛度；Fi為第i次正(負)循環(huán)的峰值荷載；Xi為第i次正(負)循環(huán)的峰值位移。

計算出各試件于每級位移下的剛度，并繪制剛度退化曲線，如圖19所示?？梢钥闯觯涸嚰﨤WSF-2的初始剛度最大，為10.1 kN·mm-1，分別比試件LWSF-1與LWSF-3提高29.5%，77.2%，說明鋼板連接厚度影響體系的整體剛度，連接鋼板越厚，體系的附加剛度越大。此外，試件LWSF-2剛度退化速率最快，試件LWSF-1與LWSF-3的剛度退化曲線較接近。

2.5 耗能能力

耗能曲線如圖20所示。由圖20可知，各試件的耗能值隨位移的增大而增加，相同位移情況下，試件LWSF-2的耗能最大，并且有墻板體系(試件LWSF-1，LWSF-2)的耗能量大于無墻板體系(試件LWSF-3)，說明墻板與主體框架的協(xié)同較好，有利于體系的抗震。

位移為10，30 mm時的耗能對比如表3所示。由表3可知，位移為10 mm時，有墻板體系(試件LWSF-1，LWSF-2)的耗能倍數(shù)大于位移為30 mm時的耗能倍數(shù)，說明耗能提高在試驗中期時體現(xiàn)較明顯。

等效黏滯阻尼系數(shù)反映結(jié)構(gòu)耗能的強弱，其表達式為

(2)

式中：he為黏滯阻尼系數(shù)；E為滯回環(huán)包裹面積；P為滯回環(huán)正、負向的峰值荷載。

表3位移為10，30 mm時的耗能對比Tab.3Comparison of Energy Consumption when Displacement Is 10 mm and 30 mm

各試件等效黏滯阻尼系數(shù)的對比情況如圖21所示。由圖21可以看出：各試件的等效黏滯阻尼系數(shù)隨著位移增大而增加；當(dāng)位移Δ≤34 mm時，試件LWSF-3的等效黏滯阻尼系數(shù)最??；當(dāng)位移Δ>34 mm時，各試件的等效黏滯阻尼系數(shù)相差較小，原因在于試件LWSF-1與LWSF-2的連接件喪失連接能力，退出工作；各試件等效黏滯阻尼系數(shù)保持在0.013～0.087之間。

3 結(jié) 語

(1)鋼板連接厚度影響體系的失效模式：連接鋼板較薄時，連接件撕裂與開焊，除連接件附近混凝土開裂外，墻板基本完好；連接鋼板較厚時，連接件基本完好，墻板斜對角開裂破壞。因此，建議連接節(jié)點強度與墻板間應(yīng)進行合理匹配，從而提高墻板框架體系的整體性。

(2)基于鋼板連接的夾芯墻板-鋼框架體系能提高主體框架的承載力、延性與耗能能力等，有利于結(jié)構(gòu)的抗震。鋼板連接較厚時，雖能提高體系的初始剛度，但延性有所降低。

(3)本文提出的鋼板連接方式不僅實現(xiàn)墻體的圍護-保溫-抗震一體化，并且使墻板與鋼框架之間協(xié)調(diào)變形，表現(xiàn)出良好的整體性。

(4)鋼板連接的焊縫質(zhì)量影響體系的極限承載力，導(dǎo)致正負向承載力的不對稱性，后續(xù)試驗應(yīng)改進焊縫質(zhì)量。當(dāng)水平位移較大時，連接件失效、退出工作，墻板與框架形成對角斜撐機制?？蔀楹罄m(xù)開展夾芯墻板與框架相互作用機理的研究提供理論指導(dǎo)。