新型承重圍護(hù)保溫一體化墻體抗震性能試驗(yàn)研究

周學(xué)軍,王興博,劉哲,2,王振,李泉,咸國(guó)棟

（1. 山東建筑大學(xué) 土木工程學(xué)院，濟(jì)南 250101；2. 山東萌山鋼結(jié)構(gòu)工程有限公司，山東 濟(jì)寧 272000）

面對(duì)日益緊張的能源問(wèn)題，建筑節(jié)能受到更多重視。使用適當(dāng)?shù)谋夭牧峡梢院侠?、有效地利用能源，達(dá)到改善環(huán)境、節(jié)能減排、可持續(xù)發(fā)展的目的。近年來(lái)，發(fā)泡水泥作為一種耐久、耐候、耐老化性突出，防火性能優(yōu)異的保溫材料，越來(lái)越多地被用作建筑外保溫材料[1-4]。

近年來(lái)，學(xué)者們對(duì)墻體與鋼框架協(xié)同工作性能進(jìn)行了相關(guān)研究。李國(guó)強(qiáng)等[5-6]對(duì)外掛和內(nèi)嵌ALC墻板的鋼框架結(jié)構(gòu)進(jìn)行了試驗(yàn)研究，認(rèn)為內(nèi)嵌墻板對(duì)整體剛度和承載力的貢獻(xiàn)比外掛墻板更大，并給出了相關(guān)設(shè)計(jì)建議。曹萬(wàn)林等[7]、賈穗子等[8]對(duì)裝配式輕型鋼管混凝土框架—復(fù)合墻進(jìn)行了試驗(yàn)研究，對(duì)比研究了結(jié)構(gòu)的承載力、剛度、延性、滯回特性和耗能，分析了輕型鋼管混凝土框架與復(fù)合墻共同工作的機(jī)理，提出了計(jì)算結(jié)構(gòu)水平承載力的實(shí)用方法。侯和濤等[9-10]對(duì)帶節(jié)能復(fù)合墻板的鋼框架進(jìn)行了低周反復(fù)荷載試驗(yàn)，強(qiáng)調(diào)連接件可靠度的重要性，并提出了該結(jié)構(gòu)抗震設(shè)計(jì)的相關(guān)取值建議。王靜峰等[11]、王波等[12]對(duì)節(jié)能復(fù)合墻板鋼框架結(jié)構(gòu)和填充墻鋼框架結(jié)構(gòu)進(jìn)行了低周反復(fù)荷載試驗(yàn)，提出墻板連接方式和墻板厚度對(duì)結(jié)構(gòu)抗震性能影響顯著，認(rèn)為搖擺連接件耗能性能良好，值得推廣。Sun等[13]對(duì)半剛接鋼框架內(nèi)填帶豎縫的RC墻結(jié)構(gòu)進(jìn)行了試驗(yàn)研究，分析了結(jié)構(gòu)的承載力、剛度、滯回特性、延性和耗能能力，給出了鋼框架和填充墻的設(shè)計(jì)建議。田穩(wěn)苓等[14-15]對(duì)泡沫混凝土輕鋼龍骨復(fù)合墻板進(jìn)行了試驗(yàn)研究，提出了保溫和承重雙控理念，可根據(jù)墻厚和抗剪承載力要求選取不同的泡沫混凝土密度，得到了墻體抗剪承載力的實(shí)用計(jì)算方法。Xu等[16]對(duì)高強(qiáng)泡沫混凝土冷彎型鋼復(fù)合墻體進(jìn)行了試驗(yàn)研究，發(fā)現(xiàn)高強(qiáng)泡沫混凝土能夠顯著提高墻體承載力。Dall’Asta等[17]對(duì)鋼框架—鋼筋混凝土填充墻進(jìn)行了有限元分析與試驗(yàn)研究，提出了一種創(chuàng)新的SRCW系統(tǒng)和相應(yīng)的延性設(shè)計(jì)方法。Brodskya等[18]對(duì)砌體填充墻與鋼框架之間接觸的作用進(jìn)行了試驗(yàn)研究，重點(diǎn)研究了填充墻和周圍鋼框架之間的接觸區(qū)和接觸壓力。

然而，目前對(duì)鋼框架與墻體協(xié)同工作性能的研究大多集中于鋼框架與填充墻的研究，對(duì)于內(nèi)部為支撐鋼框架、填充發(fā)泡水泥、外部設(shè)置雙向鋼筋網(wǎng)并澆注砂漿層的承重圍護(hù)保溫一體化墻體鮮有研究。為實(shí)現(xiàn)鋼結(jié)構(gòu)裝配式住宅墻體承重圍護(hù)保溫一體化的目標(biāo)，提出一種帶暗支撐的承重圍護(hù)保溫一體化墻體（以下簡(jiǎn)稱一體化墻體），該墻體適用于夏熱冬冷地區(qū)民用建筑。該結(jié)構(gòu)將豎向承重和抗側(cè)力承載構(gòu)件與圍護(hù)墻合為一體，兼具承重和保溫的雙重能力。這種新型一體化墻體在鋼框架兩側(cè)綁扎鋼筋網(wǎng)，澆注發(fā)泡水泥，外抹水泥砂漿保護(hù)層；為了防裂，在抹灰時(shí)粘貼耐堿玻纖網(wǎng)格布，起到保溫、隔熱、防銹、防火的作用。該結(jié)構(gòu)體系既能承受豎向荷載，也可承擔(dān)水平荷載。為推動(dòng)該一體化墻體的應(yīng)用，對(duì)6榀單層單跨一體化墻體進(jìn)行低周反復(fù)加載試驗(yàn)，研究試件的水平承載力、抗側(cè)剛度、滯回特性等。

1 試驗(yàn)

1.1 試驗(yàn)材料

試驗(yàn)設(shè)計(jì)了6榀單層單跨一體化墻體試件，墻體為鋼框架澆筑發(fā)泡水泥而成，內(nèi)部均設(shè)有雙層雙向鋼筋網(wǎng)，外部為砂漿層作保護(hù)層，部分墻體內(nèi)設(shè)置鋼管暗支撐。試驗(yàn)參數(shù)為：有無(wú)墻體、有無(wú)鋼管暗支撐、墻體高寬比。試件設(shè)計(jì)參數(shù)如表1所示。由于高寬比大于1的試件按受壓設(shè)計(jì)時(shí)支撐截面過(guò)大，因此，將QB-4、QB-5、QB-6按受拉截面設(shè)計(jì)，采用交叉型支撐。試件的內(nèi)部支撐形式如圖1所示。

圖1 試件內(nèi)部構(gòu)造Fig. 1 Internal structure of specimen

一體化墻體的制作流程為：1）制作熱軋H型鋼梁、鋼管柱、鋼管支撐；2）制作節(jié)點(diǎn)部件并將其焊接到鋼框架相應(yīng)位置，通過(guò)焊接方式連接梁、柱、支撐；3）制作雙面雙向鋼筋網(wǎng)，并與鋼框架點(diǎn)焊連接；4）澆筑發(fā)泡水泥墻體；5）粘貼耐堿玻纖網(wǎng)格布，墻面抹灰。

鋼框架由熱軋H型鋼梁、鋼管柱及鋼管支撐通過(guò)節(jié)點(diǎn)板焊接而成，節(jié)點(diǎn)板為厚10 mm的鋼板，并且在梁和柱連接處、梁和支撐連接處焊接加勁肋。H型鋼梁的尺寸為100 mm×100 mm×6 mm×8 mm，鋼柱和支撐為無(wú)縫方鋼管，截面尺寸為100 mm×100 mm×4 mm，支撐截面邊長(zhǎng)為50 mm，厚度為4 mm；墻體采用密度為500 kg/m3的發(fā)泡水泥澆筑而成，兩側(cè)各鋪設(shè)一層雙向鋼筋網(wǎng)，鋼筋直徑為2.8 mm，間距50 mm，且均粘貼耐堿玻纖網(wǎng)格布，外抹15 mm厚水泥砂漿。為降低試件滑移的不利影響，在試件下部設(shè)置剛性地梁。試件柱腳與剛性地梁通過(guò)12個(gè)M20高強(qiáng)螺栓連接，剛性地梁與地面通過(guò)地錨螺栓連接。試件幾何尺寸及連接構(gòu)造見圖2。

圖2 試件幾何尺寸及構(gòu)造Fig. 2 Geometric dimensions and structures of specimen

1.2 材料性能

試件所用鋼材牌號(hào)均為Q235，發(fā)泡水泥密度為500 kg/m3。依據(jù)《泡沫混凝土》（JG/T 266—2011）規(guī)定，制作6塊規(guī)格為100 mm×100 mm×100 mm的立方體試塊，測(cè)得發(fā)泡水泥的抗壓強(qiáng)度為2.0 MPa。依據(jù)國(guó)家標(biāo)準(zhǔn)《鋼及鋼產(chǎn)品力學(xué)性能試驗(yàn)取樣位置及試樣制備》（GB/T 2975—2018）、《金屬材料室溫拉伸試驗(yàn)方法》（GB/T 228—2002）的有關(guān)規(guī)定，每種鋼材制作一組試樣，進(jìn)行材性試驗(yàn)。實(shí)測(cè)試件所用鋼材的力學(xué)性能見表2。

表2 鋼材力學(xué)性能Table 2 Mechanical properties of steel

1.3 加載裝置及方案

試驗(yàn)采用低周反復(fù)加載，水平荷載采用100 t MTS作動(dòng)器施加，作動(dòng)器一端固定于反力墻，另一端采用高強(qiáng)螺栓通過(guò)加載端頭與試件相連。試驗(yàn)加載裝置與數(shù)據(jù)采集布置如圖3所示。其中，水平位移和水平力均由MTS作動(dòng)器采集；在墻體側(cè)面與地梁布置位移計(jì)，以消除滑移影響；在鋼支撐中部、梁中部布置應(yīng)變片采集應(yīng)變數(shù)據(jù)；裂縫寬度采用裂縫深度測(cè)試儀觀察。

圖3 加載裝置Fig. 3 Test setup

試驗(yàn)加載過(guò)程依據(jù)《建筑抗震試驗(yàn)規(guī)程》（JGJ/T 101—2015），并充分考慮試驗(yàn)室現(xiàn)有儀器的相關(guān)性能，采用變幅值位移控制加載的方式，加載速率為0.5 mm/s。在試件達(dá)到屈服位移Δy前，分別按照0.25Δy、0.5Δy、0.75Δy進(jìn)行加載，每級(jí)循環(huán)兩周；加載至屈服位移Δy后，分別按照Δy、1.5Δy、2Δy、3Δy、4Δy、5Δy……進(jìn)行加載，其中，Δy、1.5Δy、2Δy每級(jí)循環(huán)3周，3Δy、4Δy、5Δy……每級(jí)循環(huán)兩周，如圖4所示。在每級(jí)循環(huán)加載中，首先對(duì)試件推向加載，然后卸載，再對(duì)試件拉向加載，最后卸載。每次達(dá)到推、拉方向控制位移值后，持荷3 min。當(dāng)試件發(fā)生較大變形失去承載力時(shí)，停止試驗(yàn)。

圖4 加載制度Fig. 4 Loading system

試驗(yàn)前，按《建筑抗震設(shè)計(jì)規(guī)范》（GB5011—2010）中高層鋼結(jié)構(gòu)小震下層間位移角1/250的規(guī)定，使用SAP2000軟件對(duì)各試件內(nèi)鋼框架進(jìn)行靜力彈塑性分析，結(jié)果見圖5。將各鋼框架荷載—位移角曲線的第一個(gè)拐點(diǎn)作為屈服位移的參考點(diǎn)，計(jì)算結(jié)果如下：QB-1～QB-3為3.0 mm；QB-4為3.7 mm；QB-5為7.0 mm；QB-6為7.0 mm。考慮到需確保在各墻體位移角1/400時(shí)有一個(gè)加載級(jí)，以便觀察試驗(yàn)現(xiàn)象，最終確定各試件的Δy分別為：QB-1～QB-4為4.0 mm；QB-5和QB-6為7.0 mm。

圖5 鋼框架分析結(jié)果Fig. 5 Analysis results of steel frame

2 試驗(yàn)現(xiàn)象及破壞模式

試驗(yàn)過(guò)程中發(fā)現(xiàn)，QB-1在加載至19.5 mm之前，無(wú)明顯現(xiàn)象；加載至19.5 mm時(shí)，兩個(gè)支撐出現(xiàn)屈曲；加載至35 mm時(shí)，支撐下端與連接板的接觸部位被拉斷。QB-1（純支撐鋼框架）破壞模式表現(xiàn)為支撐屈曲破壞，支撐被拉斷，最終破壞特征如圖6（a）所示。

QB-2內(nèi)部無(wú)鋼管暗支撐，加載至2 mm時(shí)，墻體開始出現(xiàn)裂縫，裂縫寬度為0.2 mm；而后裂縫逐漸變多變密；加載至16 mm時(shí)，墻體開始出現(xiàn)較長(zhǎng)的水平裂縫；加載至26 mm時(shí)，墻體承載力下降至峰值承載力的58.6%，試驗(yàn)結(jié)束。QB-2的破壞模式表現(xiàn)為墻體出現(xiàn)多條水平通長(zhǎng)裂縫，屬于剪切破壞，最終破壞特征如圖6（b）所示。

加載至3.25 mm（位移角為1/400）時(shí)，QB-3無(wú)明顯現(xiàn)象；加載至6 mm時(shí)，墻體中部開始出現(xiàn)斜裂縫，裂縫寬度為0.2 mm；加載至20 mm時(shí)，墻體角部出現(xiàn)了寬度和深度均比較大的裂縫；加載至32 mm時(shí)，墻體內(nèi)傳出比較大的響聲，支撐被拉斷，試驗(yàn)結(jié)束。QB-4破壞模式與QB-3比較接近，表現(xiàn)為先墻體破壞，后鋼框架破壞的模式。高寬比較小時(shí)，墻體以剪切破壞為主，中心首先出現(xiàn)斜裂縫，進(jìn)而裂縫發(fā)展，數(shù)量、長(zhǎng)度均有增加，如圖6（c）所示；隨著控制位移的增大，由于支座處分布應(yīng)力較大，墻體角部首先出現(xiàn)寬度較大的裂縫并發(fā)展，如圖6（d）所示；在角部裂縫出現(xiàn)后，墻體板面裂縫不再發(fā)展，最終墻體角部發(fā)泡水泥壓潰，內(nèi)部鋼框架的鋼管支撐被拉斷。

加載至10.75 mm（位移角為1/400）時(shí)，QB-6無(wú)明顯現(xiàn)象；加載至14 mm時(shí)，墻體角部開始出現(xiàn)裂縫，裂縫寬度為0.2 mm；加載至21 mm時(shí)，墻體板面邊緣開始出現(xiàn)水平裂縫；加載至77 mm時(shí)，墻體角部發(fā)泡水泥壓潰，承載力降低到峰值的50%左右，試件破壞嚴(yán)重，試驗(yàn)結(jié)束。QB-5破壞現(xiàn)象與試件QB-6比較接近，表現(xiàn)為先墻體破壞，后鋼框架破壞的破壞模式。墻體高寬比較大時(shí)，以彎曲破壞為主，角部、板面下部邊緣處首先出現(xiàn)水平裂縫，如圖6（e）所示；此后，隨著控制位移的增大，角部裂縫和水平裂縫不斷發(fā)展，最終試件角部發(fā)泡水泥壓潰，如圖6（f）所示。

總體而言，在加載過(guò)程中，位移角為1/400時(shí)，除QB-2（內(nèi)部無(wú)鋼支撐，僅作為研究對(duì)照，工程中應(yīng)用墻板均有鋼支撐）已產(chǎn)生寬度大于0.2 mm的裂縫外，其余試件（內(nèi)部有鋼支撐）無(wú)裂縫產(chǎn)生；隨著各試件角部分布應(yīng)力變大，角部發(fā)泡水泥破壞比較嚴(yán)重；在角部開裂后，發(fā)泡水泥墻板逐步退出工作，板面裂縫發(fā)展趨勢(shì)放緩，直到角部發(fā)泡水泥壓潰后，發(fā)泡水泥墻板基本退出工作，板面裂縫不再發(fā)展，水平荷載主要由鋼框架承擔(dān)。加載終止后，QB-3、QB-4板面中部在試驗(yàn)過(guò)程中產(chǎn)生的斜裂縫閉合，僅試件角部的發(fā)泡水泥壓潰，如圖6（g）所示。QB-5、QB-6底部梁端出現(xiàn)明顯裂縫，如圖6（h）所示，這是由于墻板角部支座處受到較大彎矩造成的。各試件試驗(yàn)后最終損傷照片見圖7。

圖6 試件試驗(yàn)現(xiàn)象Fig. 6 Test phenomenon of specimens

圖7 各試件試驗(yàn)后照片F(xiàn)ig. 7 Photos of each specimen after test

3 試驗(yàn)結(jié)果及其分析

3.1 滯回曲線

圖8為各試件實(shí)測(cè)水平荷載—位移(F-Δ)滯回曲線?？梢钥闯觯簩?duì)于純鋼框架試件QB-1，其滯回曲線與其他一體化墻體有明顯不同，曲線比較飽滿，加載后期出現(xiàn)荷載突變是由于鋼管支撐拉斷，引起鋼框架內(nèi)力重分布造成的；對(duì)于QB-2，因其內(nèi)部無(wú)鋼管暗支撐，耗能能力較差，承載力較低，從滯回曲線整體形狀來(lái)看，有一定的捏攏產(chǎn)生；對(duì)于QB-3、QB-4，滯回曲線的斜率先隨位移的增大而增大，之后，在到達(dá)加載制度確定的位移前，曲線出現(xiàn)極值點(diǎn)，隨后斜率隨位移的增大而減小；在多次加載后，試件滯回曲線變得飽滿，曲線介于典型鋼框架試件的“梭形”和典型混凝土剪力墻試件的“Z形”之間，且更接近“Z形”，沒有明顯的捏攏現(xiàn)象，表現(xiàn)出一體化墻體特有的形狀；每一次加載過(guò)程中，正負(fù)方向曲線峰值點(diǎn)連線的割線斜率均有減小；比較同級(jí)同向加載曲線，后一次加載時(shí)，曲線的斜率有明顯的減?。粚?duì)于QB-5、QB-6，滯回曲線變化特征與QB-3、QB-4基本一致，區(qū)別在于QB-5、QB-6的滯回曲線介于典型鋼框架試件的“梭形”和典型混凝土剪力墻試件的“Z形”之間，但更接近“梭形”，這是由于QB-5、QB-6的高寬比較大，試件產(chǎn)生了更大的彎曲變形，耗能增加，滯回環(huán)因此不斷張開造成的。

圖8 試件的滯回曲線Fig. 8 Hysteretic loops of specimens

試驗(yàn)加載初期，墻體開裂不明顯，得到的滯回環(huán)面積極小，十分狹窄，荷載—位移曲線基本呈線性變化，且?guī)缀鯖]有殘余變形產(chǎn)生，試件仍處于彈性工作狀態(tài)，沒有能量的耗散，發(fā)泡水泥與鋼框架協(xié)同變形，擠壓鋼框架，對(duì)鋼框架起到支撐作用，此時(shí)為彈性工作階段。加載中期，隨著加載位移的增大，墻體裂縫不斷增多且發(fā)展，發(fā)泡水泥逐漸退出工作，內(nèi)部鋼支撐開始屈服，整體結(jié)構(gòu)的塑性變形開始增加，荷載—位移曲線不再呈現(xiàn)彈性狀態(tài)時(shí)的線性，滯回環(huán)開始張開并逐漸向x軸傾斜，并且面積不斷增大，耗能增大，試件整體進(jìn)入彈塑性工作階段；此時(shí)滯回曲線較為飽滿，沒有明顯的捏縮變形，表現(xiàn)出良好的耗能能力；在此階段，卸載至零時(shí)存在殘余變形，說(shuō)明試件的抗側(cè)剛度有所退化。加載后期，隨著加載位移的增大，試件的水平承載力和抗側(cè)剛度不斷降低，滯回環(huán)的割線斜率進(jìn)一步減小，呈狹長(zhǎng)的梭形，但仍無(wú)明顯的捏縮變形。

3.2 強(qiáng)度退化

為定量反映試件在相同加載位移時(shí)不同加載循環(huán)的強(qiáng)度退化情況，定義強(qiáng)度退化系數(shù)λi[19]為

式中：Fi j為第j級(jí)加載時(shí)第i次循環(huán)峰值點(diǎn)的荷載值；Fi-1j為第j級(jí)加載時(shí)第i-1次循環(huán)峰值點(diǎn)的荷載值。

圖9給出了6個(gè)試件的推向、拉向強(qiáng)度退化曲線。從圖9（a）可以看出，QB-1、QB-3各加載級(jí)強(qiáng)度退化不顯著，整個(gè)加載過(guò)程強(qiáng)度退化系數(shù)均大于0.90；QB-2強(qiáng)度退化明顯，因其內(nèi)部無(wú)鋼支撐，泡沫混凝土墻板開裂對(duì)強(qiáng)度退化影響顯著，在位移角達(dá)到0.5%以后，強(qiáng)度退化顯著。從圖9（b）可以看出，QB-4～QB-6強(qiáng)度退化曲線的變化趨勢(shì)較為一致，加載初期強(qiáng)度退化不明顯，在位移角為1.0%時(shí)，推向加載的強(qiáng)度退化比較顯著而拉向加載的強(qiáng)度退化不顯著；在位移角大于1.5%時(shí)，推向、拉向的強(qiáng)度退化顯著。

圖9 強(qiáng)度退化曲線Fig. 9 Curves of strength degradation

3.3 骨架曲線

圖10為試件的水平荷載—位移角骨架曲線。可以看出，各個(gè)試件骨架曲線變化趨勢(shì)大體一致，骨架曲線在正、負(fù)加載方向具有良好的對(duì)稱性。各試件骨架曲線均呈“倒S”形，說(shuō)明試件受力過(guò)程可以分為3個(gè)階段：1）彈性階段：加載初期，發(fā)泡水泥與鋼框架作為整體，共同承擔(dān)水平荷載，荷載—位移曲線表現(xiàn)為線性比例增加。2）彈塑性階段：彈性階段過(guò)后，墻體板面逐漸出現(xiàn)斜裂縫，發(fā)泡水泥承擔(dān)的水平荷載逐漸減小，曲線均出現(xiàn)非線性段，斜率減小，水平荷載增幅減緩，說(shuō)明骨架曲線開始進(jìn)入第2階段。在這個(gè)過(guò)程中，鋼框架、鋼筋網(wǎng)與發(fā)泡水泥之間的黏結(jié)力起著維持整體共同工作的作用。隨著發(fā)泡水泥承擔(dān)水平荷載的減小，鋼框架逐漸承擔(dān)更多的水平荷載，鋼管暗支撐首先進(jìn)入塑性；隨著墻體裂縫的增加、鋼框架塑性變形增大，骨架曲線上升緩慢。3）破壞退化階段：加載后期，試件角部的發(fā)泡水泥破壞加劇，退出工作，大部分水平荷載由鋼框架承擔(dān)，鋼框架整體進(jìn)入塑性，曲線先平緩接近平直線，后因破壞加劇導(dǎo)致試件水平荷載降低。

圖10 試件骨架曲線比較Fig. 10 Comparison of skeleton curves of specimens

對(duì)比QB-1和QB-3的骨架曲線可以看出，QB-3極限荷載是QB-1的1.76倍，說(shuō)明與純支撐鋼框架相比，一體化墻體水平承載力提高顯著；對(duì)比QB-2與QB-3的骨架曲線可以看出，QB-3極限荷載是QB-2的2.18倍，說(shuō)明鋼管暗支撐顯著提高了一體化墻體的水平承載力；QB-3極限荷載對(duì)應(yīng)的位移是QB-2的1.59倍，說(shuō)明鋼管暗支撐對(duì)一體化墻體的塑性發(fā)展有顯著的提高作用；由QB-3～QB-6的骨架曲線可以看出，QB-3極限荷載是QB-4的1.66倍、QB-5的4.03倍、QB-6的3.92倍，說(shuō)明隨著高寬比的增大，一體化墻體的極限荷載逐漸減小，且在高寬比大于3.8時(shí)趨于穩(wěn)定。

試件屈服點(diǎn)計(jì)算采用通用屈服彎矩法[20]，極限位移ud取加載過(guò)程中試件破壞前一次循環(huán)的最大位移，對(duì)應(yīng)的破壞荷載為Fd。各試件骨架曲線的特征點(diǎn)荷載及對(duì)應(yīng)位移見表3。

表3 試件骨架曲線特征點(diǎn)實(shí)測(cè)值Table 3 Measured values of characteristic points on skeleton curves

3.4 剛度退化

試件的剛度采用割線剛度Ki[19]表示，其中i為循環(huán)級(jí)數(shù)。實(shí)測(cè)各試件的初始狀態(tài)、極限荷載點(diǎn)對(duì)應(yīng)的抗側(cè)剛度見表4。為便于分析，以試件初始剛度K1為基準(zhǔn)點(diǎn)，將剛度做無(wú)量綱化處理，得到剛度比Ki/K1。實(shí)測(cè)試件的剛度比—位移角關(guān)系曲線見圖11。QB-3的初始割線剛度是QB-1的2.10倍、QB-2的1.46倍，表明澆筑發(fā)泡水泥、內(nèi)部設(shè)置鋼管暗支撐均可以顯著提高一體化墻體的抗側(cè)剛度；QB-3的 初 始 割 線 剛 度 是QB-4的2.53倍、QB-5的10.08倍、QB-6的14.07倍，表明高寬比對(duì)一體化墻體抗側(cè)剛度有顯著影響，且墻體抗側(cè)剛度隨高寬比的增大而減小。QB-3在極限荷載點(diǎn)處仍有較大的割線剛度，表明QB-3到達(dá)極限荷載時(shí)仍有較好的抵抗變形的能力，安全性較好。

表4 特征點(diǎn)下的試件割線剛度KiTable 4 Secant stiffness Ki of specimens regarding characteristic point

圖11 剛度退化曲線Fig. 11 Curves of stiffness degradation

由圖11（a）可知，QB-3剛度退化速度介于純支撐鋼框架的QB-1和無(wú)鋼管暗支撐的QB-2之間，并且剛度退化速度明顯比QB-2慢，主要是QB-3內(nèi)部鋼管暗支撐顯著提高了發(fā)泡水泥與鋼框架的協(xié)同工作能力。由圖11（b）可知：在位移角小于1/300時(shí)，曲線斜率隨墻體高寬比的增大而減小，表明墻體剛度退化速率隨墻體高寬比的增大而減小，主要是墻體破壞特征由剪切破壞為主逐步向彎曲破壞為主轉(zhuǎn)變的緣故；在墻體高寬比為1時(shí)，實(shí)測(cè)QB-3剛度退化曲線僅出現(xiàn)一個(gè)下凸形狀，而在墻體高寬比大于1.8時(shí)，實(shí)測(cè)QB-4～QB-6剛度退化曲線先出現(xiàn)下凸形狀，后出現(xiàn)上凸形狀，并且隨著高寬比的增大，曲線下凸到上凸的變化越明顯，表明試件剛度退化速度有“快—慢—快”三段的變化特點(diǎn)，并且墻體高寬比越大，“快—慢—快”三段變化特點(diǎn)越明顯。這是因?yàn)榘l(fā)泡水泥受壓釋放孔隙體積，剛度退化出現(xiàn)“快”的特點(diǎn)；隨后發(fā)泡水泥逐漸壓實(shí)，剛度退化出現(xiàn)“慢”的特點(diǎn)；最后發(fā)泡水泥逐漸壓潰，剛度退化再次出現(xiàn)“快”的特點(diǎn)。

3.5 變形能力及耗能

試驗(yàn)采用等效黏滯阻尼系數(shù)he反映試件的耗能能力[19]。實(shí)測(cè)所得各試件在極限荷載點(diǎn)的等效黏滯阻尼系數(shù)he和累積耗能值Et見表5，試件的等效黏滯阻尼系數(shù)he隨位移角的變化規(guī)律見圖12。

表5 試件在極限荷載時(shí)的耗能值Table 5 Energy dissipation values of specimens at ultimate load

QB-1極限荷載點(diǎn)的累積耗能值為QB-3的72%，這是因?yàn)榘l(fā)泡水泥與鋼框架共同受力耗能，并且發(fā)泡水泥與鋼材之間存在摩擦耗能，增大了結(jié)構(gòu)總耗能，所以一體化墻體耗能能力顯著大于純支撐鋼框架試件。QB-2極限荷載點(diǎn)的累積耗能值為QB-3的37%，這是因?yàn)橐惑w化墻體內(nèi)部設(shè)置的鋼管暗支撐受力耗能，并且增大了發(fā)泡水泥與鋼材之間的接觸面積，增大了結(jié)構(gòu)總耗能，所以一體化墻體內(nèi)部設(shè)置鋼管暗支撐能夠顯著提高結(jié)構(gòu)耗能能力。QB-4～QB-6的等效黏滯阻尼系數(shù)he值分別為QB-3的95%、75%、74%，表明試件等效黏滯阻尼系數(shù)隨試件高寬比的增大而減小。QB-4～QB-6極限荷載點(diǎn)的累積耗能值分別是QB-3的62%、33%、32%，表明試件極限荷載點(diǎn)的累積耗能值隨試件高寬比的增大而減小。

由表5和圖12（a）可以看出：在位移角為0.5%～1.5%時(shí)，QB-2等效黏滯阻尼系數(shù)he與QB-1基本一致，主要是QB-2內(nèi)部無(wú)鋼管暗支撐，在發(fā)泡水泥逐步退出工作后承載力主要由鋼框架承擔(dān)所致；在位移角為0～0.5%時(shí)，QB-3等效黏滯阻尼系數(shù)曲線介于QB-1、QB-2之間，有比較好的耗能能力；并且QB-3等效黏滯阻尼系數(shù)曲線在彈塑性位移角限值2%之后有比較明顯的上升段，這是因?yàn)镼B-3在墻板逐步退出工作后，其承載力主要由鋼框架承擔(dān)，表明一體化墻體在彈塑性階段耗能性能良好，符合抗震設(shè)計(jì)“兩道防線”的要求。

由表5和圖12（b）可以看出：墻體高寬比為1.0和1.8時(shí)，QB-3、QB-4等效黏滯阻尼系數(shù)曲線變化趨勢(shì)較為接近，表現(xiàn)為先隨位移角的增大而增大，后隨位移角的增大而減小，再隨位移角的增大而增大；墻體高寬比為3.8和4.3時(shí)，QB-5、QB-6等效黏滯阻尼系數(shù)曲線變化趨勢(shì)較為接近，表現(xiàn)為隨位移角的增大而增大，表明高寬比顯著影響著一體化墻體的變形形式與破壞模式。

圖12 試件等效黏滯阻尼系數(shù)Fig. 12 Equivalent viscous damping coefficient of specimens

3.6 應(yīng)變分析

由于各試件高寬比不同，為便于分析，以位移角為橫坐標(biāo)，應(yīng)變比為縱坐標(biāo)，對(duì)各試件內(nèi)鋼框架的鋼支撐進(jìn)行應(yīng)變分析。另外，由于人字形斜撐的拉壓桿應(yīng)變變化具有對(duì)稱性，交叉斜撐的拉壓桿也具有對(duì)稱性，故僅展現(xiàn)各試件正向加載時(shí)受拉斜撐的應(yīng)變，便于比較分析。各試件鋼支撐加載過(guò)程的應(yīng)變?nèi)鐖D13所示。其中，應(yīng)變比為采集到的應(yīng)變值與材性試驗(yàn)得到的鋼材屈服應(yīng)變的比值。

圖13 鋼支撐應(yīng)變Fig. 13 steel bracing strain

由圖13可以看出，QB-1斜撐在位移角0.5%附近（對(duì)應(yīng)位移為6.5 mm）時(shí)開始進(jìn)入屈服，而后應(yīng)變比持續(xù)增大，最大為3倍屈服應(yīng)變；QB-3斜撐在位移角1.0%（對(duì)應(yīng)位移為13 mm）之后開始屈服，且正、負(fù)向加載曲線略有不同，可能是加載先后順序所致；在整個(gè)加載過(guò)程中，QB-1和QB-3的豎撐均未屈服。交叉斜撐的測(cè)點(diǎn)布置在斜撐中部，QB-4內(nèi)交叉斜撐在位移角1.0%（對(duì)應(yīng)位移為18 mm）之后進(jìn)入屈服，最大應(yīng)變?yōu)?.4倍屈服應(yīng)變；QB-5、QB-6內(nèi)交叉斜撐在加載過(guò)程中未屈服，可能是因?yàn)樵嚰邔挶冗^(guò)大、斜撐長(zhǎng)度過(guò)長(zhǎng)（QB-6斜撐長(zhǎng)4 414.7 mm），破壞位置轉(zhuǎn)移到底梁底部焊縫處，如圖6（h）所示。

4 水平承載力計(jì)算

4.1 簡(jiǎn)化計(jì)算模型

目前，主要采用等效斜壓桿模型[21-30]計(jì)算框架—墻體系的側(cè)向承載力，等效斜壓桿模型是將墻體等效成兩端與框架鉸接的斜壓桿。根據(jù)試驗(yàn)，新型承重圍護(hù)保溫一體化墻體水平承載力的計(jì)算可采用支撐鋼框架—等效斜壓桿模型，計(jì)算簡(jiǎn)圖見圖14。如圖14（a）所示，將發(fā)泡水泥和雙向鋼筋網(wǎng)外抹砂漿的墻體等效為一個(gè)斜壓桿，與支撐鋼框架鉸接；如圖14（b）所示，支撐鋼框架—等效斜壓桿模型的水平承載力P由支撐鋼框架水平承載力Fk和斜壓桿承載力R的水平分量相加所得。其中，斜壓桿承載力R可按式（2）計(jì)算。

圖14 水平承載力計(jì)算簡(jiǎn)圖Fig. 14 Calculation diagram of horizontal bearing capacity

式中：w為等效斜壓桿寬度；t為新型承重圍護(hù)保溫一體化墻體厚度；fc為發(fā)泡水泥立方體抗壓強(qiáng)度。

故支撐鋼框架—等效斜壓桿模型的水平承載力P可按式（3）計(jì)算。

式中：θ為框架對(duì)角線與水平方向的夾角。

4.2 等效斜壓桿模型水平承載力計(jì)算

等效斜壓桿模型的關(guān)鍵是確定斜壓桿的寬度。目前關(guān)于等效斜壓桿寬度的計(jì)算方法主要有以下幾種，曹萬(wàn)林等[7]提出采用斜壓桿截面折算高度系數(shù)β計(jì)算等效斜壓桿的寬度（高度），該系數(shù)為等效斜壓桿截面高度與寬度的比值，取值與墻板構(gòu)造有關(guān)，通過(guò)試驗(yàn)確定，并提出等效斜壓桿的寬度b=βtinf，其中tinf為墻體厚度；Holmes[21]提出等效斜壓桿寬度為框架對(duì)角線長(zhǎng)度的1/3；Smith[22]、Stafford等[23]提出等效斜壓桿的寬度是框架柱特征剛度參數(shù)λ的函數(shù)，可按式（4）計(jì)算。

式中：EI、E分別為墻體、框架柱的彈性模量；θ為墻體對(duì)角線與水平方向的夾角；t為墻體厚度；h′為墻體高度；I為框架柱截面慣性矩。

Kadir[25]提出采用接觸長(zhǎng)度αl、αh計(jì)算等效斜壓桿寬度，如式（5）所示。

式中：αl=π/λl；αh=π/λh，其中，λl、λh分別為框架梁和框架柱的特征剛度參數(shù)，按式（4）計(jì)算。

Te-Chang等[26]提出等效斜壓桿寬度與跨高比l/h有關(guān)，跨高比在1.0到1.5之間時(shí)，等效斜壓桿寬度計(jì)算公式為

Paulay等[27]認(rèn)為可以采用恒定比例近似計(jì)算等效斜壓桿寬度，且認(rèn)為等效斜壓桿寬度為框架對(duì)角線長(zhǎng)度的1/4；Klingner等[28]基于特征剛度參數(shù)λ，提出等效斜壓桿寬度可按式（7）計(jì)算。

高潤(rùn)東等[29]認(rèn)為等效斜壓桿寬度可按式（7）計(jì)算，但在計(jì)算等效斜壓桿承載力時(shí)，需乘以折減系數(shù)0.9；土耳其相關(guān)規(guī)范[30]采用的計(jì)算方法與式（7）形式相近，但調(diào)整了兩個(gè)參數(shù)。

分別采用以上方法，針對(duì)一體化墻體試驗(yàn)試件作試算，結(jié)果見表6。

表6 不同方法計(jì)算試件承載力對(duì)比Table 6 Comparison of horizontal bearing capacity of specimens calculated by different methods

由表6可知，使用不同方法計(jì)算各試件的承載力差別很大，難以適用于不同高寬比的一體化墻體承載力計(jì)算。對(duì)已有成果進(jìn)行總結(jié)分析，綜合考慮一體化墻體在地震作用下的表現(xiàn)，結(jié)合文獻(xiàn)[7]，提出一種基于等效斜壓桿理論的實(shí)用簡(jiǎn)便的水平承載力計(jì)算方法，為一體化墻體水平承載力計(jì)算提供參考。

考慮到不同高寬比下墻板破壞形式不同，權(quán)衡結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)的安全性和經(jīng)濟(jì)性，用式（9）計(jì)算一體化墻體等效斜壓桿寬度。

式中：μ為斜壓桿截面折算寬度系數(shù)，該系數(shù)為等效斜壓桿截面寬度與厚度的比值，根據(jù)試驗(yàn)，考慮雙向鋼筋網(wǎng)與砂漿保護(hù)層的貢獻(xiàn)，采用上述一體化墻體構(gòu)造時(shí)，取μ=4.5；η為高寬比影響系數(shù)，依據(jù)試驗(yàn)，高寬比為1.0時(shí)，η=1.0；高寬比為1.8時(shí)，η=0.6；高寬比大于3.8時(shí)，η=0.4。

考慮發(fā)泡水泥、鋼筋網(wǎng)和砂漿層對(duì)支撐鋼框架的約束作用提高了一體化墻體的承載能力，為簡(jiǎn)化一體化墻體模型的承載力計(jì)算，可近似采用式（10）進(jìn)行計(jì)算。

式中：Fk為支撐鋼框架水平承載力；w為等效斜壓桿寬度；t為新型承重圍護(hù)保溫一體化墻體厚度；fc為發(fā)泡水泥立方體抗壓強(qiáng)度；θ為框架對(duì)角線與水平方向的夾角。

式（10）適用于計(jì)算內(nèi)含鋼支撐的承重圍護(hù)保溫一體化墻體，計(jì)算時(shí)材料強(qiáng)度取材性試驗(yàn)值，計(jì)算所得新型承重圍護(hù)保溫一體化墻體試件的水平承載力P與極限荷載試驗(yàn)值的對(duì)比見表7?？梢?，計(jì)算結(jié)果與試驗(yàn)實(shí)測(cè)結(jié)果吻合較好。

表7 試件水平承載力計(jì)算值與極限荷載試驗(yàn)值對(duì)比Table 7 Comparison between calculated results of horizontal bearing capacity and ultimate load test results of specimens

5 結(jié)論

1）在合理連接的條件下，新型承重圍護(hù)保溫一體化墻體的內(nèi)置暗支撐和雙向鋼筋網(wǎng)外抹砂漿保護(hù)層的構(gòu)造形式，能夠保證其在位移角1/400前不開裂。

2）新型承重圍護(hù)保溫一體化墻體的水平承載力和抗側(cè)剛度分別為純鋼框架的1.76、2.10倍，表明墻體的水平承載力、抗側(cè)剛度相對(duì)于純鋼框架均有較大的提高，在設(shè)計(jì)中須加以考慮。

3）高寬比對(duì)墻體抗震性能影響顯著，墻體的水平承載力、抗側(cè)剛度、耗能能力均隨高寬比的增大而減小。

4）對(duì)比8種計(jì)算方法，考慮高寬比的影響，提出新型承重圍護(hù)保溫一體化墻體水平承載力的實(shí)用計(jì)算方法，計(jì)算結(jié)果與試驗(yàn)結(jié)果吻合較好。