裝配式鋼框架-帶肋薄墻板結構振動臺試驗

張宗敏，曹萬林，王如偉，侯建群，陳宇軍，李東彬

(1.北京工業大學 建筑工程學院, 北京 100124; 2.華北水利水電大學 土木與交通學院, 鄭州 450046;3.清華大學建筑設計研究院有限公司, 北京 100084; 4.中國建筑技術集團有限公司, 北京 100013)

隨著中國裝配式建筑的快速推廣，鋼框架與各種墻體的裝配技術成為學界研究重點. 理想的裝配式墻體既要滿足快速建造的需求，還要能和主體框架協同工作以改善結構的抗震性能. 目前的墻體裝配方式主要有內嵌式和外掛式. 李國強等[1-2]通過鋼框架-蒸壓輕質加氣混凝土(ALC)墻板結構的擬靜力試驗和振動臺試驗，研究了墻板外掛式、內嵌式對結構剛度、抗震延性和破壞機理的影響，認為內嵌式墻板對結構剛度和承載力貢獻較大，可在設計中計入，而外掛式墻板對結構性能影響較小. 盧林楓等[3]通過擬靜力試驗研究了鋼框架-內嵌式輕質空心條板(GRC板)墻體(鋼片限位連接，砂漿填縫)結構和純框架結構在承載力、剛度、延性方面的差異. 孫國華等[4]通過對3個采用不同抗剪鍵連接的鋼框架-內嵌鋼筋混凝土(RC)墻結構試件的擬靜力試驗，分析了不同抗剪鍵對試件抗震性能的影響. 金曉飛等[5]研究了采用鉤頭螺栓連接的鋼框架-內嵌式分塊圍護墻板結構的抗側力性能. 曹正罡等[6]研究了內嵌豎排ALC條板和輕鋼龍骨紙面石膏(LSF)板對鋼框架抗震性能的影響．此外，Hoenderkamp等[7]通過擬靜力試驗研究了不同參數的鋼框架-預制裝配混凝土內嵌墻板的抗震性能. Dall’Asta等[8]在擬靜力試驗和理論研究的基礎上提出一種延性計算模型來模擬計算鋼框架-內嵌RC填充墻的內力和變形.

在鋼框架-內嵌式墻體結構的動力試驗研究方面，胡精武等[9]對鋼框架-內嵌式豎排ALC條板(U型卡件連接)結構模型實施了振動臺試驗，結果表明該結構滿足8度設防要求. 何敏娟等[10]通過振動臺試驗評估了鋼框架-輕木剪力墻結構的抗震性能并分析了輕木剪力墻的剛度貢獻.

以上針對鋼框架-內嵌式墻體結構的研究多為基于平面框架的擬靜力試驗，框架柱以H型鋼柱為主，動力試驗中的墻體也均為拼接式墻板，對鋼管混凝土柱框架-整體式墻板的研究較少. 結合建筑裝配化需求，課題組提出一種適合工業化建造的低層鋼框架-單排配筋薄墻板結構，采用方鋼管混凝土(concrete-filled square steel tubular, CFSST)柱和全栓接式整體墻板，裝配過程無焊接和濕作業，可在提高框架整體性能的基礎上實現快速建造的目的. 前期已對該結構進行了擬靜力試驗研究[11-13]，結果表明結構具有兩道抗震防線且抗震性能良好. 為進一步研究該結構在地震作用下的工作性能，開展兩層兩跨足尺模型的振動臺試驗研究，觀測模型的破壞形態，分析模型結構的動力特性變化和地震響應規律，為該結構的受力分析和抗震簡化計算提供依據.

1 試驗概況

1.1 模型設計

在前期研究的基礎上，確定本試驗中裝配式薄墻板的厚度為40 mm，配單排雙向φ4@100鋼絲，與文獻[13]相同. 考慮實際工程需要和試驗要求做出如下調整：1)為加強墻板平面外剛度并提高平整度以便裝配，增設60 mm高的肋格；2)為模擬低層住宅實際情況，在墻板中對應肋格位置設置門窗洞口；3)用于外墻時，一般將薄墻板視為結構層，在薄墻板外復合帶燕尾槽的EPS保溫模塊見圖1，本試驗為便于觀測薄墻板開裂現象僅保留結構層.

圖1 薄墻板與EPS模塊復合墻(mm)

帶肋薄墻板的構造方法和配筋設計見圖2，預先在構件工廠將鋼絲肋格與單排絲網、單排絲網與角鋼邊框做點焊處理，然后澆筑再生混凝土.

綜合考慮振動臺尺寸、承載能力和實驗室場地條件，裝配式鋼框架-帶肋薄墻板結構模型采用足尺方案，見圖3. 模型為兩層兩跨結構，層高2.7 m，坡屋面，總高6.71 m. 鋼框架由CFSST柱、H型鋼梁、L型帶加勁肋式梁柱節點[11]及預制樓板裝配而成. CFSST柱為截面規格□100 mm × 100 mm × 4 mm的方鋼管內灌再生混凝土，在方鋼管側面焊接5 mm厚的耳板，耳板開有螺栓孔. 鋼梁為定制H130 mm × 100 mm × 4 mm × 6 mm，上下翼緣也設置耳板，梁頂均勻設置φ12@250栓釘. 預制再生混凝土樓板厚40 mm，配置φ4@60雙層雙向鋼絲網，在樓板中對應梁頂栓釘的位置設φ50圓孔，吊裝時將樓板圓孔對準梁頂栓釘水平落下，然后在孔中注入灌漿料并抹平.

基于快速建造的需求，鋼框架與帶肋薄墻板采用螺栓連接. 帶肋薄墻板中內螺紋為M12，考慮到可能出現的加工誤差，耳板圓孔孔徑設計為18 mm，裝配過程采用M12螺栓和φ30墊片. 為充分利用薄墻板的平面內剛度并使鋼框架與薄墻板協同工作，按“強連接、弱構件”的原則設計，同一墻板的螺栓間距不大于400 mm. 模型共裝配16塊薄墻板，其中帶門洞墻板4塊，分布在A軸與C軸東側，其余位置的12塊墻板均為帶窗洞墻板.

CFSST柱、預制樓板及帶肋薄墻板中使用同期澆筑的再生混凝土，其中粗骨料粒徑為5～10 mm，粗骨料取代率為100%，配合比見表1，實測混凝土立方體抗壓強度為49.3 MPa，彈性模量為3.02×104MPa. 模型中方鋼管及柱側耳板所用鋼材均為Q235B，根據GB/T 2975—2018《鋼及鋼產品力學性能試驗取樣位置及試樣制備》[14]和GB/T 228.1— 2010《金屬材料 拉伸試驗：第1部分：室溫試驗方法》[15]的相關規定對以上鋼板及鋼絲進行了材性試驗，其主要力學性能參數見表2.

圖2 薄墻板構造及配筋(mm)

圖3 模型尺寸(mm)

表1 再生混凝土配合比

表2 鋼材力學性能

設計配重時，2.7 m標高處樓面活荷載標準值按住宅考慮取2.0 kN/m2，5.4 m標高處活荷載標準值按閣樓層考慮取1.0 kN/m2，然后乘以地震作用下荷載效應的組合值系數，換算為配重鋼塊后用砂漿固定在預制樓板上. 完成裝配的模型共20.56 t，固定配重后總質量23.2 t. 模型結構制作及測試的部分照片見圖4.

圖4 模型制作及測試

1.2 試驗加載方案

振動臺試驗在中國地震局工程力學研究所地震工程與工程振動重點實驗室的5 m×5 m振動臺上實施，以實驗室W-E向為X向、S-N向為Y向對模型輸入地震波.

根據北京地區的抗震設防烈度(8度設防)和相關場地條件及模型動力特性，選取El Centro波、Taft波和根據某II類場地參數合成的人工波進行輸入. 為獲得結構在不同強度地震波作用下的破壞過程、動力特性和地震響應，輸入臺面的地震波加速度峰值(peak ground acceleration, PGA)從8度多遇地震動的0.07g開始，逐級增加到0.20g、0.40g、0.62g等. 相同PGA的一組工況中，地震波依次按照El Centro波雙向輸入、Taft波雙向輸入、人工波單向輸入進行. 雙向輸入時，先以X為主向、Y為次向進行輸入，然后以X為次向、Y為主向進行，次向的PGA為主向PGA的0.85倍[16]. 單向輸入時，先輸入X向，后輸入Y向. 每組工況結束后，對模型輸入加速度幅值為0.05g的雙向白噪聲激振，以測定其動力特性的變化. PGA>0.62g以后，僅采用El Centro波進行加載, 加載工況見表3.

表3 各工況組的加速度峰值

1.3 測點布置

根據試驗內容及目的，在振動臺臺面、基礎鋼梁、2.7 m標高樓板、5.4 m標高樓板處共布置了24個加速度傳感器；在模型西邊和北邊的固定鋼架上設置了15個拉線式位移傳感器，以測定CFSST柱上不同測點的絕對位移，具體分布見表4. 其中加速度傳感器X軸方向以E向為正，Y軸方向以N向為正，拉線式位移傳感器以拉出為正. 此外為考察主要構件在地震作用下的內力變化情況，在帶肋薄墻板的鋼絲網、方鋼管管壁及耳板上設置了電阻式應變片，見圖5.

圖5 應變片布置(mm)

2 試驗現象

PGA為0.07g～0.2g時，模型振幅較小，鋼框架及各薄墻板未發現明顯破壞，且加載結束后模型各測點位移讀數均能回零，說明模型基本處于彈性狀態. PGA為0.3g時，模型振幅略增大，工況3-1加載后發現模型首層A軸薄墻板門洞角部出現45°斜向細微裂縫，長度為60 mm，寬度約1 mm，而CFSST柱及柱側耳板無明顯異常. PGA為0.4g～0.51g時，模型振幅顯著加大，同時可聽到明顯的噪音，加載結束后發現薄墻板裂縫寬度和數量明顯增加，裂縫主要出現在首層門窗洞口和墻板角部，部分裂縫位置和肋格位置重疊，見圖6(a).工況4-1加載后在模型首層A軸東側墻板角部發現部分耳板與螺栓墊片間有小幅錯動痕跡，但梁柱節點處連接板與螺栓間無異常. 此外，模型標高5.4 m處X向位移各測點均有不同程度的殘余位移. PGA為0.62g～0.9g時，模型振幅進一步增大，薄墻板上的裂縫繼續增多，見圖6(b)，而梁柱節點處無明顯破壞.工況8-1后發現首層墻板上側部分耳板出現不同程度的塑性翹曲現象，見圖6(c). PGA達到1.0g～1.2g時，模型振幅較之前繼續增大，部分墻板在加載時有振顫現象，同時伴隨有較大響聲，主要裂縫寬度較之前進一步增加，個別墻板斜向裂縫甚至大幅延伸繼而貫通，見圖6(d)，模型X、Y向各測點殘余位移也持續增加. 同一工況組不同地震波加載時，試驗現象無明顯差異.在PGA=1.2g后的工況中，部分加速度傳感器和配重鋼塊因振幅過大而與樓板脫離，考慮到PGA已相當于9度極罕遇地震動(9度基本地震動PGA的3倍)的水平，試驗結束.

圖6 模型破壞現象

從模型各組成部分的破壞形態和破壞順序來看，PGA≤0.62g時模型的破壞集中于薄墻板，主要表現在不均勻分布的斜向裂縫，其中帶門洞薄墻板的開裂情況比帶窗洞薄墻板嚴重；PGA>0.7g后除薄墻板裂縫外柱側耳板出現了輕微翹曲，共3處，均位于首層薄墻板角部，而CFSST柱、鋼梁及梁柱節點并未發現明顯破壞. 薄墻板在柱側耳板約束下無平面外變形，始終按照面內剪切機制工作，充分發揮了材料性能，充當了結構的第一道抗震防線，并率先進入塑性階段，延緩和減輕了鋼框架的破壞.最終模型X向和Y向最大殘余位移分別為6.9 mm和4.4 mm，小于各地震水準下ITG-5.1提出的結構殘余位移限值[17]，具有一定的震后功能可恢復的特征.

3 試驗結果與分析

3.1 模型動力特性

對模型在白噪聲激振下的加速度時程進行信號處理，將振動臺臺面中心測點的加速度時程作為輸入信號，將模型上部各樓層質量中心測點的加速度時程作為輸出信號，用MATLAB軟件進行數學變換后得到傳遞函數，繼而求得模型X向、Y向的前兩階振型的自振頻率[18](X向：f1x，f2x；Y向：f1y，f2y)和一階振型的阻尼比(X向：ζ1x；Y向：ζ1y).模型在各工況組作用后白噪聲激振測得的動力特性見表5. 由表可知，隨著PGA增大，模型的損傷逐漸積累，自振頻率逐漸降低，阻尼比上升. 試驗結束時X向、Y向自振頻率比試驗前分別降低了21.1%和18.5%，阻尼比分別增加了56.9%和64.1%. 模型X向自振頻率略低于Y向，說明受墻板開洞差異影響，模型Y向剛度稍大，這與實測模型Y向位移響應略小于X向相符. 在8度基本地震動到9度罕遇地震動階段，模型阻尼比在5%左右，大于鋼結構的2%和冷彎薄壁型鋼結構[19]的3%，和混凝土結構基本一致，說明模型結構在PGA=0.2g～0.62g的地震作用下的阻尼耗能水平高于前兩種結構，與混凝土結構接近.

表5 模型自振頻率與阻尼比

結構一階自振頻率只與結構自身的質量、剛度和邊界條件有關，由自振頻率計算公式可知當模型總質量和邊界條件不變時，剛度k與自振頻率f的平方成正比，因此可通過模型一階自振頻率的變化趨勢來研究結構剛度退化規律. 用模型剛度退化率η來表征模型在工況組i加載后的剛度退化程度[20].

(1)

式中：k0、ki分別為模型初始剛度和工況組i加載后的剛度，f0、fi分別為結構的初始一階自振頻率和工況組i加載后的一階自振頻率. 利用表5中的f1x、f1y數據按式(1)計算可得模型剛度退化率見圖7.

圖7 模型剛度退化率

由圖7可知，PGA<0.2g時，模型剛度下降幅度小于3%，基本處于彈性階段；PGA>0.3g后模型剛度下降速度變快，至9度罕遇地震動(0.62g)時，X向、Y向剛度的降幅分別為25.1%和18.6%，結合試驗現象分析，試件剛度退化與薄墻板的開裂變形和栓接構件間的摩擦滑移有關；PGA>0.62g后模型剛度下降速度有所減緩，說明隨著有限滑移完成，剛度退化僅由薄墻板及其連接部位的塑性變形決定；最終經過PGA=1.2g的地震波作用后，模型X向、Y向剛度的降幅分別為37.8%和33.6%，震后抗側剛度仍足以支撐結構，使其免于倒塌. 整個試驗過程表明結構具有經受較高烈度地震動的抗震能力.

3.2 加速度放大系數

將模型結構各樓層測點的加速度峰值與同工況下臺面輸入加速度峰值的比值稱為該工況下模型的樓層加速度放大系數β，該值可用于表征模型結構的加速度響應. 模型在各工況下的β值見圖8. 由圖可知：1)隨著PGA增大，各測點β值總體呈下降趨勢，但降幅較小，說明隨著薄墻板的裂縫發展和墻框連接處局部變形，模型上部樓層的加速度響應小幅減弱；2)各工況下均為坡屋頂處β值最大，“鞭梢效應”明顯；3)El Centro波作用下的β值略大于Taft波，體現出地震波頻譜和模型動力特性對加速度響應的影響；4)總體來說，模型各樓層的加速度放大系數在0.93～2.46之間，與混凝土結構等剛性結構的2～4相比，屬于偏低水平，說明鋼框架-薄墻板結構對水平地震作用的響應小于傳統剛性結構.

圖8 模型加速度放大系數

3.3 位移響應

提取各拉線式位移傳感器的時程記錄，并將模型各個樓層對應測點的位移時程相減，得到模型的層間位移時程. 試驗各工況下模型的最大層間位移情況見圖9.其中X向最大層間位移取A軸和C軸均值，Y向取1軸和3軸均值. 由圖9可知：1)隨著PGA增大，最大層間位移也逐漸增大，且增速基本穩定，說明模型未發生明顯的剛度突變；2)各工況下一層最大層間位移普遍大于二層，表現出剪切型變形的特征；3)受X向、Y向薄墻板剛度差異影響，PGA相同時X向最大層間位移大于Y向；4)模型在8度多遇、罕遇地震動時的最大層間位移角分別為1/868和1/220，分別小于《鋼管混凝土結構技術規范》(GB 50936—2014)[21]提出的鋼管混凝土柱框架-剪力墻結構的彈性層間位移角限值(1/800)和彈塑性層間位移角限值(1/100)；5)模型在9度極罕遇地震動(PGA=1.2g)時的最大層間位移角為1/71，并無倒塌趨勢，表現出較強的抗倒塌能力.

圖9 模型最大層間位移

由于模型A軸和C軸的抗側剛度遠大于B軸，使得試驗中B軸的X向絕對位移(測點K)一直大于A軸(測點J)和C軸(測點L)，導致模型西側出現A-B軸段、B-C軸段局部扭轉. 根據A軸、B軸、C軸X向位移差計算出模型在PGA=0.2g、0.4g、0.62g時的局部最大扭轉角分別為1/642、1/540、1/261. 這也說明40 mm厚的裝配式樓板剛度不足，難以協調各軸線同步變形，實際工程中樓板厚度一般大于100 mm，其平面內剛度遠大于試驗中所用樓板，因此該扭轉效應會顯著降低.

3.4 應變響應

由構件關鍵測點應變的相對變化可分析模型結構在地震作用下的損傷程度或薄弱環節. 由于模型對稱，可以由A軸首層柱側面應變、耳板應變及A軸薄墻板內鋼絲應變來分析模型內力變化及鋼框架-薄墻板之間的相互作用. 圖10列出不同PGA的El Centro波作用下首層CFSST柱測點Z1～Z4的正應變最大值. 由于試驗前對應變通道清零，故圖中應變數值不包含重力荷載代表值作用下的應變，正應變表示壓應力減小. 由圖可知：1)各測點應變隨PGA增大而逐漸增大，下部測點應變大于上部；2)在PGA≤0.4g時，各測點最大應變值基本呈線性增加，說明CFSST柱仍處于彈性階段，PGA>0.4g后，柱側應變的增長具有非線性特征但曲線斜率變化較小，說明CFSST柱框架損傷輕微；3)總體來說，各工況下最大柱側應變均在0.4×10-3以下，仍處于較低水平.

圖10 柱應變幅值變化

圖11列出了不同PGA的El Centro波作用下A軸首層耳板測點K1～K5的拉應變最大值. 由圖可知：1)PGA=0.3g之前，應變變化具有線性增長的特征；2)PGA=0.3g～0.62g時，應變進入平臺階段，增速明顯降低，說明該階段耳板與墻板之間的摩擦滑移造成框架內力重新分布，使得耳板最大應力增長減緩；3)基于“強連接”的設計原則，耳板各測點最大應變在0.7×10-3以下，具有較高安全儲備.

圖11 耳板應變幅值變化

圖12列出了不同PGA的El Centro波作用下A軸首層帶門洞薄墻板測點S1～S6的拉應變最大值. 由圖可知：1)相對于CFSST柱和耳板，墻板鋼絲應變的變化曲線斜率更大，說明薄墻板內力對地震作用的變化更敏感；2)不同測點應變增速變大對應的工況也不同，結合試驗現象分析，說明薄墻板局部裂縫的出現和延伸減弱了混凝土對鋼絲的約束作用，使部分鋼絲應變增速變大；3)整個試驗過程，各測點最大應變持續增長，未出現拐點且遠未達到屈服應變，說明帶肋薄墻板仍有足夠的承載力儲備，可在高設防烈度地區應用.

圖12 鋼絲應變幅值變化

3.5 抗震性能評估

裝配式鋼框架-帶肋薄墻板結構模型在8度多遇、罕遇地震動時的最大層間位移角可滿足規范限值要求；在8度基本地震動時的最大層間位移角為1/476，未發現破壞現象；在PGA為0.62g、0.8g時的最大層間位移角分別為1/145和1/113，仍低于規范提出的彈塑性層間位移角限值(1/100)，表現出良好的抗震韌性，即使在PGA=1.2g時最大層間位移角達到1/71，也未倒塌. 因此，裝配式鋼框架-帶肋薄墻板結構不僅滿足“小震不壞、中震可修、大震不倒”的抗震要求，其個別性能還有所超越. 在實際工程中，可視抗震設防烈度或建筑功能需求適當調整，例如加大門窗洞口尺寸或改變洞口位置等，在滿足抗震要求的基礎上兼顧建筑的整體需求.

從模型剛度退化情況來看，在薄墻板塑性變形和栓接構件間的微量摩擦滑移共同作用下，模型剛度經歷了快速下降階段和降速減緩階段，表現出漸進的塑性變形過程. 由于本試驗中帶肋薄墻板承受的實際水平作用低于其極限荷載，故未能研究模型的最終破壞形態，但在同類結構的擬靜力試驗[12-13]中，各試件均測得不同程度的“蝴蝶形”滯回曲線，破壞形態表現出明顯的延性特征. 因此，裝配式鋼框架-帶肋薄墻板結構最終可實現延性破壞.

4 結 論

1)模型結構在8度基本地震動時處于彈性階段；8度罕遇地震動時進入彈塑性階段，破壞主要集中于帶肋薄墻板而鋼框架損傷輕微；9度罕遇地震動時模型塑性變形加大；9度極罕遇地震動后模型X向、Y向剛度分別退化了37.8%和33.6%，表現出漸進的塑性變形過程和良好的抗震性能.

2)隨著PGA的增大，模型X向、Y向的阻尼比分別從4.29%和4.38%逐漸增大到6.73%與7.19%，8度基本、罕遇地震動和9度罕遇地震動時的阻尼比約為5%，阻尼耗能水平和混凝土結構相近. 模型各樓層加速度放大系數為0.93～2.46，地震響應小于傳統剛性結構.

3)模型結構在8度多遇、罕遇地震動時的最大層間位移角分別為1/868和1/220，滿足規范提出的限值要求；在9度極罕遇地震動時未倒塌，滿足“小震不壞、中震可修、大震不倒”的抗震要求.

4)模型結構在CFSST柱框架和帶肋薄墻板間采用螺栓連接，無焊接和濕作業，不僅符合快速建造、綠色建造的裝配化要求，還能充分利用帶肋薄墻板的材料強度，具有良好的抗震性能，可在高抗震設防烈度地區的裝配式建筑中應用.