鋼管混凝土框架-整體裝配式填充墻抗震性能

周中一，徐智凌，田立柱，王 濤，李 勇，馮艾東

(1.地震工程與工程振動重點實驗室(中國地震局工程力學研究所)，哈爾濱 150080；2.唐山冀東發(fā)展燕東建設有限公司，河北 唐山 064000)

鋼管混凝土框架結構具有承載力高、抗震性能好、施工簡便等優(yōu)點，適于在裝配式建筑中應用，相關設計方法和理論已日臻完善。填充墻作為圍護結構，通常被視為非結構構件。在工程設計中填充墻對整體結構抗震性能的影響很少被考慮。相關研究和震害表明，地震作用下填充墻與框架共同工作，填充墻為框架提供了較大的側向剛度，在地震中承擔了部分剪力，耗散了地震能量，對抗震是有利的。另一方面，填充墻自身的重量和承擔的剪力增加了整體結構吸收的能量，在填充墻發(fā)生破壞后，它所吸收的地震能量對結構是不利的[1]。填充墻的存在不僅改變了結構體系的剛度、強度及其分布, 還會對主體結構構件的局部約束產(chǎn)生不利影響[2]，帶洞口填充墻對框架柱的局部約束易造成“短柱效應”，整體填充墻與框架的“相互剛化效應”會減小結構的基本周期，放大結構所承受的地震力，加劇整體結構的破壞程度[3-4]。填充墻框架結構的側向總承載能力大于框架和填充墻體單獨的抗側力之和[5]。隨著裝配式建筑和墻改政策的推進，傳統(tǒng)實心黏土磚類填充墻正在被輕質砌塊填充墻或裝配式輕質填充墻所取代[6-7]，鋼(鋼管混凝土)框架在工程中所占的比例也在逐漸增加。王波等[8]進行了內嵌或外掛蒸壓輕質加氣混凝土(ALC)板鋼管混凝土框架結構的低周反復荷載試驗；曹正罡等[9]進行了3榀1/2縮尺的2層1跨裝配式鋼框架的低周往復加載試驗研究；李國強等[10]進行了6榀鋼框架ALC填充墻板模型的靜力及擬靜力試驗；郝贠洪等[11]進行了發(fā)泡混凝土墻體壓剪復合作用下的力學性能試驗研究；聞洋等[12]的研究表明，對于有、無填充墻的矩形鋼管混凝土框架結構體系，前者的承載能力和延性明顯優(yōu)于后者，而帶填充墻的框架結構變形能力稍弱，破壞過程總體比較緩和，但滿足延性框架的要求。隨著建筑工業(yè)化程度的提高，可提高建造效率、節(jié)省人力成本的整體裝配式填充墻的應用逐漸增多，但目前對框架-整體裝配式填充墻的研究尚少；文獻[13-15]主要研究了不同連接構造的填充墻對框架-填充墻承載力、剛度、填充墻損傷開裂過程及其平面外抗震性能的影響。目前關于框架-填充墻的研究以縮尺模型試驗居多，與實際結構的受力性能和抗震機理也有一定的差異。

本文進行了1個單榀兩跨兩層足尺鋼管混凝土框架-柔性連接整體裝配式填充墻模型的低周反復荷載試驗，分析了整體裝配式填充墻的損傷演化過程、鋼管混凝土柱框架-填充墻間的柔性連接構造及其相互作用，研究了鋼管混凝土框架-柔性連接填充墻的共同受力性能。

1 試驗概況

1.1 試驗設計

本試驗以唐山在建18層高層住宅結構為工程背景，研究鋼管混凝土框架-整體裝配式填充間的相互作用和抗震性能。試驗模型為足尺單榀兩跨兩層框架-填充墻，框架柱為矩形鋼管混凝土柱,鋼管截面尺寸為200 mm×450 mm×12 mm，鋼管內灌注C40混凝土；框架梁為H型鋼梁,規(guī)格為400 mm×150 mm×8 mm×12 mm；填充墻為鋼骨架輕型復合板材，見圖1(a)，墻厚180 mm，墻體表面為抗裂纖維網(wǎng)水泥基聚合物面層，芯層為鋼絲網(wǎng)輕骨料混凝土，共4片整體裝配式填充墻，其中2片不帶洞口(DB1，DB2)，1片帶門洞(DB3)，1片帶窗洞(DB4)；型鋼梁通過栓釘與樓板連接，樓板寬度1 200 mm，厚120 mm，樓板配筋為雙層雙向Φ8@200，混凝土強度等級為C40，試驗模型示意見圖1?？蚣芰汉涂蚣苤捎寐菟ê秃附踊旌线B接，填充墻與框架柱間預留10 mm縫隙，與框架梁間采用柔性連接件連接。試件幾何尺寸、柔性連接件和墻體內部構造見圖1。

圖1 試驗模型示意(mm)Fig.1 Schematic diagram of specimens (mm)

1.2 試驗加載

試驗在中國地震局工程力學研究所恢先地震工程與工程振動臺重點實驗室進行。試驗時，首先用豎向千斤頂在鋼管混凝柱頂部施加豎向荷載，3個柱頂豎向荷載比例為1∶2.83∶1.83，分別為2 400、1 890和1 520 kN, 通過水平千斤頂在二層型鋼梁中心點處施加低周反復荷載，采用荷載-位移混合控制方法，試件屈服前采用荷載控制，初始荷載50 kN，以后每級荷載增量50 kN，試件屈服后采用位移控制，每級增量為1倍的屈服位移，每級荷載循環(huán)兩次，加載裝置見圖2，圖中水平加載梁翼緣與鋼管混凝土柱間用鋼鉸連接，另一側翼緣上焊接輥輪與反力架立柱接觸，并能自由滑動，加載梁同時可防止試驗模型平面外失穩(wěn)。

圖2 加載裝置Fig.2 Test setup

1.3 測點布置

框架梁端部、框架柱端部布置應變片，測量相應位置應變變化情況，評價損傷演化過程；在每層框架梁中心點處布置位移計，測量框架變形情況；沿墻體對角線布置位移計，測量墻體變形情況；在框架梁柱節(jié)點區(qū)域布置斜向位移計，測量節(jié)點區(qū)變形情況；見圖3(a)。在每根鋼管凝土柱，距離梁底及梁頂1 000 mm處沿周邊布設應變片，測量柱相應截面及位置的應變值；在型鋼梁上距柱邊1 000 mm處，在型鋼梁的翼緣和腹板布設應變片，測量型鋼翼緣和腹板的應變；見圖3(b)。

圖3 測點布置Fig.3 Arrangement of measurement system

2 試驗分析

2.1 試驗現(xiàn)象分析

荷載控制階段，水平荷載達到300 kN以前，鋼管混凝土框架整體處于彈性階段，框架變形較小，裝配式填充墻板與框架間的柔性連接和框架填充墻間預留縫隙，容許兩者之間有一定的相對位移，在此容許位移范圍內，框架傳遞給填充墻的荷載較小，避免了填充墻過早開裂，填充墻裂縫發(fā)展緩慢。

加載至300 kN時，二層無洞口填充墻(DB3)左上角因框架梁柱擠壓，產(chǎn)生初試裂縫(見圖4(a))。此時二層框架梁中心點處水平位移約10 mm，荷載位移滯回曲線出現(xiàn)明顯拐點，將此時的位移看作明顯屈服點位移；后續(xù)試驗進行位移控制加載，每級荷載以10 mm為增量。當加載點水平位移達到20 mm，二層頂部位移角1/319時， 填充墻板(DB3)與框架梁連接螺栓周圍出現(xiàn)斜向下的裂縫，見圖4(b)。帶窗洞口填充墻板(DB4)右上角部出現(xiàn)斜向裂縫，見圖4(c)。

圖4 填充墻裂縫Fig.4 Infilled wall crack pattern

當加載點水平位移達到70 mm，位移角約1/91時，無洞口填充墻板(DB1,DB3)抗裂纖維網(wǎng)水泥基聚合物面層布滿細而密的裂縫，裂縫發(fā)展方向大致沿著填充墻與上下框架梁連接件的連線方向，這是由于水平荷載通過框架梁傳遞給填充墻連接件，沿連接件連線形成拉力帶，墻體裂縫垂直拉力帶分布；帶洞口填充墻板(DB2,DB4)的裂縫主要分布在填充墻與框架梁柱接觸處，和門窗洞口角部，這主要是由鋼管混凝土框架擠壓填充墻和洞口角部應力集中造成的。填充墻板裂縫分布見圖5。

圖5 填充墻裂縫 (1/91)Fig.5 Infilled wall crack pattern (1/91)

此后，隨著水平荷載增大，框架與填充墻間相對位移增大，連接螺栓被柔性連接件卡住(見圖6(a))，框架傳遞給填充墻的荷載增大，填充墻裂縫寬度增大，局部與框架接觸處填充墻角部混凝土開裂，見圖6(b)。

圖6 填充墻損傷Fig.6 Damage state of infilled wall

水平加載點位移達152 mm，位移角1/41時，首層門洞口上部框架梁腹板和下翼緣與框架柱連接處焊縫撕裂(見圖7(a)、圖7(b))，鋼管混凝土柱根部周圍樓板混凝土壓裂(見圖7(c))試驗終止，填充墻板損傷整體較輕，墻體角部混凝土有少部分壓碎，鋼管混凝土底部未見明顯屈曲。

圖7 框架梁損傷Fig.7 Damage state of steel frame beam

綜上所述：1)整體裝配式填充墻與鋼管混凝土柱框架間采用柔性連接，延緩并減小了框架傳遞給填充墻的荷載，避免了裝配式填充墻過早開裂，鋼管混凝土柱框架變形達到規(guī)范[16-17]限定的彈塑性位移角限值1/50時，整體裝配式填充墻的損傷輕微，可修復性較強；2)鋼管混凝土柱框架的抗側剛度大，抵抗變形能力強，框架整體變形達1/41時，鋼管混凝土柱損傷輕微；3)鋼管混凝土柱框架的損傷主要集中于型鋼梁下翼緣和腹板與鋼管混凝土柱連接處，其余部位損傷較輕，仍具有穩(wěn)定的后期承載能力。

2.2 試驗結果及分析

2.2.1 滯回曲線

1)整體變形。實測二層框架梁中心點處荷載-位移滯回曲線和骨架曲線，見圖8，其中骨架曲線取荷載-變形滯回曲線中每一級荷載第一次循環(huán)的峰值點所連成的包絡曲線，圖中F為二層加載點處水平荷載，U為二層框架梁中心點處位移。

由圖8可見：1)鋼管混凝土框架滯回曲線平滑、飽滿，捏攏不明顯，表明其具有較強的耗能能力；2)骨架曲線正向峰值荷載為1 553.12 kN，位移為82.43 mm，位移角約為1/77；負向峰值荷載為1 389.13 kN，對應峰值位移為119.62 mm，位移角約為1/53；位移角達1/41時，正向承載力為1 484.32 kN，負向承載力為1 340.62 kN，正負兩向荷載分別僅下降了4.44%和3.48%。表明鋼管混凝土框架整體裝配式填充墻結構在達到規(guī)范要求的彈塑性位移角限值時，仍具有較高的承載力和變形能力，整體的抗震性能良好。

圖8 滯回曲線Fig.8 Hysteretic curve

2)節(jié)點變形。在首層頂部鋼管混凝土柱節(jié)點區(qū)域布置了對角位移計，以測量節(jié)點區(qū)剪切變形，實測節(jié)點區(qū)荷載-剪切變形曲線見圖9。

圖9 節(jié)點滯回曲線Fig.9 Hysteretic curves of column-beam joint

由圖9可見：鋼管混凝土框架左右邊節(jié)點變形發(fā)展穩(wěn)定，對角線方向變形分別為0.4 mm和0.5 mm，中節(jié)點對角線方向變形最大值為0.6 mm。表明填充混凝土后，混凝土為節(jié)點鋼管壁變形提供了側向約束，增強了鋼管混凝土框架柱節(jié)點區(qū)的變形剛度，減小了節(jié)點對角線方向變形。

3)墻體變形。實測二層帶窗洞口墻體DB4和二層無洞口墻體DB3對角線方向變形隨加載時間的發(fā)展曲線見圖10。

圖10 墻體變形Fig.10 Deformation of infilled wall

由圖10可見：1)加載初期墻板對角線方向，變形增長緩慢且發(fā)展穩(wěn)定，殘余變形較小，正負向變形基本對稱；隨著加載點水平位移增大，墻體對角線方向變形快速增長，殘余變形增大，表明墻體剛度退化嚴重，損傷加重；2)整體裝配式填充墻剛度大，變形能力強，整體結構頂部變形達到1/41位移角時，墻體對角線方向變形最大值約20 mm，墻體損傷較輕；表明整體裝配式填充墻變形能力強，達到規(guī)范規(guī)定的彈塑性變形限值時，墻體損傷輕微，仍具有較好的可修復性。

2.2.2 剛度退化

實測整體結構剛度退化曲線見圖11(a)，每級荷載循環(huán)兩次的骨架曲線見圖11(b)。

由圖11可見：鋼管混凝土框架-柔性連接整體裝配式填充墻初試剛度大，剛度退化緩慢，加載點位移角達到1/41位移角時，整體結構仍具有較大的剛度和變形能力，骨架曲線基本處于水平段，表明該結構承載力高、延性好，且具有良好的抗震性能。

圖11 剛度退化與骨架曲線Fig.11 Stiffness degration and skeleton curves of specimen

2.2.3 耗能

試件等效黏滯阻系數(shù)ζeq與加載級數(shù)的關系曲線見圖12。

由圖12可見：等效黏滯阻尼系數(shù)隨加載位移增大呈先降后升趨勢，由加載初期的22.45%，下降至5.24%，這是由于墻體與柔性連接件間的滑移摩擦耗能作用逐漸減?。恢笤黾拥?6.5%左右后保持穩(wěn)定，直至加載點位移角達到1/41。這是由于墻體框架相對變形超過了預留空隙，框架與填充墻接觸，兩者共同工作，提高了結構的整體耗能能力，并能使結構后期保持穩(wěn)定的耗能能力，表明鋼管混凝土框架-柔性連接整體裝配式填充墻具有良好的抗震能力和較強的耗能能力。

圖12 等效黏滯阻尼器系數(shù)Fig.12 Equivalent viscous damping coefficients of specimen

2.2.4 位移與延性

實測試件屈服位移Δy、屈服荷載Fy，極限位移Δp、極限荷載Fp，彈塑性最大位移Δ1/41及其對應荷載F1/41及延性系數(shù)見表1。

由表1可見：鋼管混凝土框架-整體裝配式填充墻的負向延性系數(shù)為2.10，正向延性系數(shù)為2.66，表明該結構延性好，變形能力強。

表1 試件特征點位移Tab.1 Experimental results of characteristic point displacement

3 結 論

1)框架-填充墻間采用柔性連接，可減小框架傳遞給填充墻的荷載，避免填充墻過早開裂，克服填充墻對框架的不利影響，充分發(fā)揮鋼管混凝土框架延性好的優(yōu)勢，提高整體結構的延性，削弱填充墻對框架的不利影響。

2)試驗所得試件的滯回曲線飽滿、平滑，捏攏不明顯，前后兩次加載的骨架曲線基本重合，整體結構的剛度和強度退化不明顯，整體損傷較輕。

3)鋼管混凝土框架-整體裝配式填充墻具有穩(wěn)定的承載力和較強的變形能力，位移角達1/41時，與峰值荷載相比，結構整體的正負向承載力分別僅下降了4.44%和3.48%。

4)鋼管混凝土框架-整體裝配式填充墻承載力高，延性好，剛度退化慢，耗能能力強，后期承載力穩(wěn)定，可滿足地震區(qū)相關規(guī)范的抗震設防要求。