随着中国装配式建筑的快速推广，钢框架与各种墙体的装配技术成为学界研究重点.理想的装配式墙体既要满足快速建造的需求，还要能和主体框架协同工作以改善结构的抗震性能.目前的墙体装配方式主要有内嵌式和外挂式.李国强等^[1-2]通过钢框架-蒸压轻质加气混凝土(ALC)墙板结构的拟静力试验和振动台试验，研究了墙板外挂式、内嵌式对结构刚度、抗震延性和破坏机理的影响，认为内嵌式墙板对结构刚度和承载力贡献较大，可在设计中计入，而外挂式墙板对结构性能影响较小.卢林枫等^[3]通过拟静力试验研究了钢框架-内嵌式轻质空心条板(GRC板)墙体(钢片限位连接，砂浆填缝)结构和纯框架结构在承载力、刚度、延性方面的差异.孙国华等^[4]通过对3个采用不同抗剪键连接的钢框架-内嵌钢筋混凝土(RC)墙结构试件的拟静力试验，分析了不同抗剪键对试件抗震性能的影响.金晓飞等^[5]研究了采用钩头螺栓连接的钢框架-内嵌式分块围护墙板结构的抗侧力性能.曹正罡等^[6]研究了内嵌竖排ALC条板和轻钢龙骨纸面石膏(LSF)板对钢框架抗震性能的影响.此外，Hoenderkamp等^[7]通过拟静力试验研究了不同参数的钢框架-预制装配混凝土内嵌墙板的抗震性能. Dall’Asta等^[8]在拟静力试验和理论研究的基础上提出一种延性计算模型来模拟计算钢框架-内嵌RC填充墙的内力和变形.

在钢框架-内嵌式墙体结构的动力试验研究方面，胡精武等^[9]对钢框架-内嵌式竖排ALC条板(U型卡件连接)结构模型实施了振动台试验，结果表明该结构满足8度设防要求.何敏娟等^[10]通过振动台试验评估了钢框架-轻木剪力墙结构的抗震性能并分析了轻木剪力墙的刚度贡献.

以上针对钢框架-内嵌式墙体结构的研究多为基于平面框架的拟静力试验，框架柱以H型钢柱为主，动力试验中的墙体也均为拼接式墙板，对钢管混凝土柱框架-整体式墙板的研究较少.结合建筑装配化需求，课题组提出一种适合工业化建造的低层钢框架-单排配筋薄墙板结构，采用方钢管混凝土(concrete-filled square steel tubular, CFSST)柱和全栓接式整体墙板，装配过程无焊接和湿作业，可在提高框架整体性能的基础上实现快速建造的目的.前期已对该结构进行了拟静力试验研究^[11-13]，结果表明结构具有两道抗震防线且抗震性能良好.为进一步研究该结构在地震作用下的工作性能，开展两层两跨足尺模型的振动台试验研究，观测模型的破坏形态，分析模型结构的动力特性变化和地震响应规律，为该结构的受力分析和抗震简化计算提供依据.

1 试验概况 1.1 模型设计

在前期研究的基础上，确定本试验中装配式薄墙板的厚度为40 mm，配单排双向ϕ4@100钢丝，与文献[13]相同.考虑实际工程需要和试验要求做出如下调整：1)为加强墙板平面外刚度并提高平整度以便装配，增设60 mm高的肋格；2)为模拟低层住宅实际情况，在墙板中对应肋格位置设置门窗洞口；3)用于外墙时，一般将薄墙板视为结构层，在薄墙板外复合带燕尾槽的EPS保温模块见图 1，本试验为便于观测薄墙板开裂现象仅保留结构层.

带肋薄墙板的构造方法和配筋设计见图 2，预先在构件工厂将钢丝肋格与单排丝网、单排丝网与角钢边框做点焊处理，然后浇筑再生混凝土.

综合考虑振动台尺寸、承载能力和实验室场地条件，装配式钢框架-带肋薄墙板结构模型采用足尺方案，见图 3.模型为两层两跨结构，层高2.7 m，坡屋面，总高6.71 m.钢框架由CFSST柱、H型钢梁、L型带加劲肋式梁柱节点^[11]及预制楼板装配而成. CFSST柱为截面规格□100 mm × 100 mm × 4 mm的方钢管内灌再生混凝土，在方钢管侧面焊接5 mm厚的耳板，耳板开有螺栓孔.钢梁为定制H130 mm × 100 mm × 4 mm × 6 mm，上下翼缘也设置耳板，梁顶均匀设置ϕ12@250栓钉.预制再生混凝土楼板厚40 mm，配置ϕ4@60双层双向钢丝网，在楼板中对应梁顶栓钉的位置设ϕ50圆孔，吊装时将楼板圆孔对准梁顶栓钉水平落下，然后在孔中注入灌浆料并抹平.

基于快速建造的需求，钢框架与带肋薄墙板采用螺栓连接.带肋薄墙板中内螺纹为M12，考虑到可能出现的加工误差，耳板圆孔孔径设计为18 mm，装配过程采用M12螺栓和ϕ30垫片.为充分利用薄墙板的平面内刚度并使钢框架与薄墙板协同工作，按“强连接、弱构件”的原则设计，同一墙板的螺栓间距不大于400 mm.模型共装配16块薄墙板，其中带门洞墙板4块，分布在A轴与C轴东侧，其余位置的12块墙板均为带窗洞墙板.

CFSST柱、预制楼板及带肋薄墙板中使用同期浇筑的再生混凝土，其中粗骨料粒径为5~10 mm，粗骨料取代率为100%，配合比见表 1，实测混凝土立方体抗压强度为49.3 MPa，弹性模量为3.02×10⁴ MPa.模型中方钢管及柱侧耳板所用钢材均为Q235B，根据GB/T 2975—2018《钢及钢产品力学性能试验取样位置及试样制备》^[14]和GB/T 228.1— 2010

《金属材料拉伸试验：第1部分：室温试验方法》^[15]的相关规定对以上钢板及钢丝进行了材性试验，其主要力学性能参数见表 2.

设计配重时，2.7 m标高处楼面活荷载标准值按住宅考虑取2.0 kN/m²，5.4 m标高处活荷载标准值按阁楼层考虑取1.0 kN/m²，然后乘以地震作用下荷载效应的组合值系数，换算为配重钢块后用砂浆固定在预制楼板上.完成装配的模型共20.56 t，固定配重后总质量23.2 t.模型结构制作及测试的部分照片见图 4.

1.2 试验加载方案

振动台试验在中国地震局工程力学研究所地震工程与工程振动重点实验室的5 m×5 m振动台上实施，以实验室W-E向为X向、S-N向为Y向对模型输入地震波.

根据北京地区的抗震设防烈度(8度设防)和相关场地条件及模型动力特性，选取El Centro波、Taft波和根据某Ⅱ类场地参数合成的人工波进行输入.为获得结构在不同强度地震波作用下的破坏过程、动力特性和地震响应，输入台面的地震波加速度峰值(peak ground acceleration, PGA)从8度多遇地震动的0.07 g开始，逐级增加到0.20 g、0.40 g、0.62 g等.相同PGA的一组工况中，地震波依次按照El Centro波双向输入、Taft波双向输入、人工波单向输入进行.双向输入时，先以X为主向、Y为次向进行输入，然后以X为次向、Y为主向进行，次向的PGA为主向PGA的0.85倍^[16].单向输入时，先输入X向，后输入Y向.每组工况结束后，对模型输入加速度幅值为0.05 g的双向白噪声激振，以测定其动力特性的变化. PGA>0.62 g以后，仅采用El Centro波进行加载, 加载工况见表 3.

1.3 测点布置

根据试验内容及目的，在振动台台面、基础钢梁、2.7 m标高楼板、5.4 m标高楼板处共布置了24个加速度传感器；在模型西边和北边的固定钢架上设置了15个拉线式位移传感器，以测定CFSST柱上不同测点的绝对位移，具体分布见表 4.其中加速度传感器X轴方向以E向为正，Y轴方向以N向为正，拉线式位移传感器以拉出为正.此外为考察主要构件在地震作用下的内力变化情况，在带肋薄墙板的钢丝网、方钢管管壁及耳板上设置了电阻式应变片，见图 5.

2 试验现象

PGA为0.07 g~0.2 g时，模型振幅较小，钢框架及各薄墙板未发现明显破坏，且加载结束后模型各测点位移读数均能回零，说明模型基本处于弹性状态. PGA为0.3 g时，模型振幅略增大，工况3-1加载后发现模型首层A轴薄墙板门洞角部出现45°斜向细微裂缝，长度为60 mm，宽度约1 mm，而CFSST柱及柱侧耳板无明显异常. PGA为0.4 g~0.51 g时，模型振幅显著加大，同时可听到明显的噪音，加载结束后发现薄墙板裂缝宽度和数量明显增加，裂缝主要出现在首层门窗洞口和墙板角部，部分裂缝位置和肋格位置重叠，见图 6(a).工况4-1加载后在模型首层A轴东侧墙板角部发现部分耳板与螺栓垫片间有小幅错动痕迹，但梁柱节点处连接板与螺栓间无异常.此外，模型标高5.4 m处X向位移各测点均有不同程度的残余位移. PGA为0.62 g~0.9 g时，模型振幅进一步增大，薄墙板上的裂缝继续增多，见图 6(b)，而梁柱节点处无明显破坏.工况8-1后发现首层墙板上侧部分耳板出现不同程度的塑性翘曲现象，见图 6(c). PGA达到1.0 g~1.2 g时，模型振幅较之前继续增大，部分墙板在加载时有振颤现象，同时伴随有较大响声，主要裂缝宽度较之前进一步增加，个别墙板斜向裂缝甚至大幅延伸继而贯通，见图 6(d)，模型X、Y向各测点残余位移也持续增加.同一工况组不同地震波加载时，试验现象无明显差异.在PGA=1.2 g后的工况中，部分加速度传感器和配重钢块因振幅过大而与楼板脱离，考虑到PGA已相当于9度极罕遇地震动(9度基本地震动PGA的3倍)的水平，试验结束.

从模型各组成部分的破坏形态和破坏顺序来看，PGA≤0.62 g时模型的破坏集中于薄墙板，主要表现在不均匀分布的斜向裂缝，其中带门洞薄墙板的开裂情况比带窗洞薄墙板严重；PGA＞0.7 g后除薄墙板裂缝外柱侧耳板出现了轻微翘曲，共3处，均位于首层薄墙板角部，而CFSST柱、钢梁及梁柱节点并未发现明显破坏.薄墙板在柱侧耳板约束下无平面外变形，始终按照面内剪切机制工作，充分发挥了材料性能，充当了结构的第一道抗震防线，并率先进入塑性阶段，延缓和减轻了钢框架的破坏.最终模型X向和Y向最大残余位移分别为6.9 mm和4.4 mm，小于各地震水准下ITG-5.1提出的结构残余位移限值^[17]，具有一定的震后功能可恢复的特征.

3 试验结果与分析 3.1 模型动力特性

对模型在白噪声激振下的加速度时程进行信号处理，将振动台台面中心测点的加速度时程作为输入信号，将模型上部各楼层质量中心测点的加速度时程作为输出信号，用MATLAB软件进行数学变换后得到传递函数，继而求得模型X向、Y向的前两阶振型的自振频率^[18](X向：f_1x，f_2x；Y向：f_1y，f_2y)和一阶振型的阻尼比(X向：ζ_1x；Y向：ζ_1y).模型在各工况组作用后白噪声激振测得的动力特性见表 5.由表可知，随着PGA增大，模型的损伤逐渐积累，自振频率逐渐降低，阻尼比上升.试验结束时X向、Y向自振频率比试验前分别降低了21.1%和18.5%，阻尼比分别增加了56.9%和64.1%.模型X向自振频率略低于Y向，说明受墙板开洞差异影响，模型Y向刚度稍大，这与实测模型Y向位移响应略小于X向相符.在8度基本地震动到9度罕遇地震动阶段，模型阻尼比在5%左右，大于钢结构的2%和冷弯薄壁型钢结构^[19]的3%，和混凝土结构基本一致，说明模型结构在PGA=0.2 g~0.62 g的地震作用下的阻尼耗能水平高于前两种结构，与混凝土结构接近.

结构一阶自振频率只与结构自身的质量、刚度和边界条件有关，由自振频率计算公式可知当模型总质量和边界条件不变时，刚度k与自振频率f的平方成正比，因此可通过模型一阶自振频率的变化趋势来研究结构刚度退化规律.用模型刚度退化率η来表征模型在工况组i加载后的刚度退化程度^[20].

$ {\eta _i} = \frac{{{k_i} - {k_0}}}{{{k_0}}} = \frac{{f_i^2 - f_0^2}}{{f_0^2}} $

(1)

式中：k₀、k_i分别为模型初始刚度和工况组i加载后的刚度，f₀、f_i分别为结构的初始一阶自振频率和工况组i加载后的一阶自振频率.利用表 5中的f_1x、f_1y数据按式(1)计算可得模型刚度退化率见图 7.

由图 7可知，PGA < 0.2 g时，模型刚度下降幅度小于3%，基本处于弹性阶段；PGA>0.3 g后模型刚度下降速度变快，至9度罕遇地震动(0.62 g)时，X向、Y向刚度的降幅分别为25.1%和18.6%，结合试验现象分析，试件刚度退化与薄墙板的开裂变形和栓接构件间的摩擦滑移有关；PGA>0.62 g后模型刚度下降速度有所减缓，说明随着有限滑移完成，刚度退化仅由薄墙板及其连接部位的塑性变形决定；最终经过PGA=1.2 g的地震波作用后，模型X向、Y向刚度的降幅分别为37.8%和33.6%，震后抗侧刚度仍足以支撑结构，使其免于倒塌.整个试验过程表明结构具有经受较高烈度地震动的抗震能力.

3.2 加速度放大系数

将模型结构各楼层测点的加速度峰值与同工况下台面输入加速度峰值的比值称为该工况下模型的楼层加速度放大系数β，该值可用于表征模型结构的加速度响应.模型在各工况下的β值见图 8.由图可知：1)随着PGA增大，各测点β值总体呈下降趋势，但降幅较小，说明随着薄墙板的裂缝发展和墙框连接处局部变形，模型上部楼层的加速度响应小幅减弱；2)各工况下均为坡屋顶处β值最大，“鞭梢效应”明显；3)El Centro波作用下的β值略大于Taft波，体现出地震波频谱和模型动力特性对加速度响应的影响；4)总体来说，模型各楼层的加速度放大系数在0.93~2.46之间，与混凝土结构等刚性结构的2~4相比，属于偏低水平，说明钢框架-薄墙板结构对水平地震作用的响应小于传统刚性结构.

3.3 位移响应

提取各拉线式位移传感器的时程记录，并将模型各个楼层对应测点的位移时程相减，得到模型的层间位移时程.试验各工况下模型的最大层间位移情况见图 9.其中X向最大层间位移取A轴和C轴均值，Y向取1轴和3轴均值.由图 9可知：1)随着PGA增大，最大层间位移也逐渐增大，且增速基本稳定，说明模型未发生明显的刚度突变；2)各工况下一层最大层间位移普遍大于二层，表现出剪切型变形的特征；3)受X向、Y向薄墙板刚度差异影响，PGA相同时X向最大层间位移大于Y向；4)模型在8度多遇、罕遇地震动时的最大层间位移角分别为1/868和1/220，分别小于《钢管混凝土结构技术规范》(GB 50936—2014)^[21]提出的钢管混凝土柱框架-剪力墙结构的弹性层间位移角限值(1/800)和弹塑性层间位移角限值(1/100)；5)模型在9度极罕遇地震动(PGA=1.2 g)时的最大层间位移角为1/71，并无倒塌趋势，表现出较强的抗倒塌能力.

由于模型A轴和C轴的抗侧刚度远大于B轴，使得试验中B轴的X向绝对位移(测点K)一直大于A轴(测点J)和C轴(测点L)，导致模型西侧出现A-B轴段、B-C轴段局部扭转.根据A轴、B轴、C轴X向位移差计算出模型在PGA=0.2 g、0.4 g、0.62 g时的局部最大扭转角分别为1/642、1/540、1/261.这也说明40 mm厚的装配式楼板刚度不足，难以协调各轴线同步变形，实际工程中楼板厚度一般大于100 mm，其平面内刚度远大于试验中所用楼板，因此该扭转效应会显著降低.

3.4 应变响应

由构件关键测点应变的相对变化可分析模型结构在地震作用下的损伤程度或薄弱环节.由于模型对称，可以由A轴首层柱侧面应变、耳板应变及A轴薄墙板内钢丝应变来分析模型内力变化及钢框架-薄墙板之间的相互作用. 图 10列出不同PGA的El Centro波作用下首层CFSST柱测点Z1~Z4的正应变最大值.由于试验前对应变通道清零，故图中应变数值不包含重力荷载代表值作用下的应变，正应变表示压应力减小.由图可知：1)各测点应变随PGA增大而逐渐增大，下部测点应变大于上部；2)在PGA≤0.4 g时，各测点最大应变值基本呈线性增加，说明CFSST柱仍处于弹性阶段，PGA>0.4 g后，柱侧应变的增长具有非线性特征但曲线斜率变化较小，说明CFSST柱框架损伤轻微；3)总体来说，各工况下最大柱侧应变均在0.4×10^-3以下，仍处于较低水平.

图 11列出了不同PGA的El Centro波作用下A轴首层耳板测点K1~K5的拉应变最大值.由图可知：1)PGA=0.3 g之前，应变变化具有线性增长的特征；2)PGA=0.3 g~0.62 g时，应变进入平台阶段，增速明显降低，说明该阶段耳板与墙板之间的摩擦滑移造成框架内力重新分布，使得耳板最大应力增长减缓；3)基于“强连接”的设计原则，耳板各测点最大应变在0.7×10^-3以下，具有较高安全储备.

图 12列出了不同PGA的El Centro波作用下A轴首层带门洞薄墙板测点S1~S6的拉应变最大值.由图可知：1)相对于CFSST柱和耳板，墙板钢丝应变的变化曲线斜率更大，说明薄墙板内力对地震作用的变化更敏感；2)不同测点应变增速变大对应的工况也不同，结合试验现象分析，说明薄墙板局部裂缝的出现和延伸减弱了混凝土对钢丝的约束作用，使部分钢丝应变增速变大；3)整个试验过程，各测点最大应变持续增长，未出现拐点且远未达到屈服应变，说明带肋薄墙板仍有足够的承载力储备，可在高设防烈度地区应用.

3.5 抗震性能评估

装配式钢框架-带肋薄墙板结构模型在8度多遇、罕遇地震动时的最大层间位移角可满足规范限值要求；在8度基本地震动时的最大层间位移角为1/476，未发现破坏现象；在PGA为0.62 g、0.8 g时的最大层间位移角分别为1/145和1/113，仍低于规范提出的弹塑性层间位移角限值(1/100)，表现出良好的抗震韧性，即使在PGA=1.2 g时最大层间位移角达到1/71，也未倒塌.因此，装配式钢框架-带肋薄墙板结构不仅满足“小震不坏、中震可修、大震不倒”的抗震要求，其个别性能还有所超越.在实际工程中，可视抗震设防烈度或建筑功能需求适当调整，例如加大门窗洞口尺寸或改变洞口位置等，在满足抗震要求的基础上兼顾建筑的整体需求.

从模型刚度退化情况来看，在薄墙板塑性变形和栓接构件间的微量摩擦滑移共同作用下，模型刚度经历了快速下降阶段和降速减缓阶段，表现出渐进的塑性变形过程.由于本试验中带肋薄墙板承受的实际水平作用低于其极限荷载，故未能研究模型的最终破坏形态，但在同类结构的拟静力试验^[12-13]中，各试件均测得不同程度的“蝴蝶形”滞回曲线，破坏形态表现出明显的延性特征.因此，装配式钢框架-带肋薄墙板结构最终可实现延性破坏.

4 结论

1) 模型结构在8度基本地震动时处于弹性阶段；8度罕遇地震动时进入弹塑性阶段，破坏主要集中于带肋薄墙板而钢框架损伤轻微；9度罕遇地震动时模型塑性变形加大；9度极罕遇地震动后模型X向、Y向刚度分别退化了37.8%和33.6%，表现出渐进的塑性变形过程和良好的抗震性能.

2) 随着PGA的增大，模型X向、Y向的阻尼比分别从4.29%和4.38%逐渐增大到6.73%与7.19%，8度基本、罕遇地震动和9度罕遇地震动时的阻尼比约为5%，阻尼耗能水平和混凝土结构相近.模型各楼层加速度放大系数为0.93~2.46，地震响应小于传统刚性结构.

3) 模型结构在8度多遇、罕遇地震动时的最大层间位移角分别为1/868和1/220，满足规范提出的限值要求；在9度极罕遇地震动时未倒塌，满足“小震不坏、中震可修、大震不倒”的抗震要求.

4) 模型结构在CFSST柱框架和带肋薄墙板间采用螺栓连接，无焊接和湿作业，不仅符合快速建造、绿色建造的装配化要求，还能充分利用带肋薄墙板的材料强度，具有良好的抗震性能，可在高抗震设防烈度地区的装配式建筑中应用.