種 迅，霍 璞，沙慧玲，蔣 慶，李浩然，侯林兵，馮玉龍

(1.合肥工業(yè)大學(xué)土木與水利工程學(xué)院，安徽，合肥 230009；2.土木工程結(jié)構(gòu)與材料安徽省重點(diǎn)實(shí)驗(yàn)室，安徽，合肥 230009；3.長(zhǎng)沙遠(yuǎn)大住宅工業(yè)安徽有限公司，安徽，合肥 230000)

預(yù)制混凝土外掛墻板作為一種高性能外圍護(hù)構(gòu)件，已在歐美等國(guó)家和地區(qū)得到廣泛的應(yīng)用，并于近年在我國(guó)逐漸得到推廣[1-4]。我國(guó)的外掛墻板多用于多、高層結(jié)構(gòu)中，以半個(gè)至整個(gè)開(kāi)間的大板為主[5-6]。外掛墻板與主體結(jié)構(gòu)間的連接方式是影響結(jié)構(gòu)地震作用下安全性的關(guān)鍵因素。以往研究表明，當(dāng)墻板與結(jié)構(gòu)間采用剛接連接時(shí)，二者在地震作用下存在較大的相互作用。為了減小這一相互作用，連接節(jié)點(diǎn)應(yīng)具有能夠適應(yīng)兩者之間相對(duì)變形的能力。在我國(guó)，外掛墻板大板與鋼筋混凝土主體結(jié)構(gòu)間的連接常采用線連接的方式，即墻板頂部通過(guò)鋼筋與疊合梁形成線連接，底部通過(guò)設(shè)置水平長(zhǎng)圓孔的限位角鋼與下層結(jié)構(gòu)進(jìn)行連接[7-8]。采用這種連接方式時(shí)，地震作用下墻板底部的螺栓可以在長(zhǎng)圓孔內(nèi)發(fā)生滑動(dòng)，外掛板與主體結(jié)構(gòu)間可產(chǎn)生相對(duì)的水平滑動(dòng)變形，從而減小墻板對(duì)主體結(jié)構(gòu)抗震性能的影響。

已有研究表明：在裝配式混凝土結(jié)構(gòu)中引入消能減震技術(shù)可有效提高結(jié)構(gòu)抗震性能和地震韌性[9-12]。本課題組在上述線連接基礎(chǔ)上，提出用U 型鋼板消能器替代底部的可滑動(dòng)限位角連接的方式，形成了一種新型的“減震外掛墻板”。地震作用下，消能器可以有效利用外掛墻板與主體結(jié)構(gòu)之間的相對(duì)水平變形耗散地震能量，從而降低主體結(jié)構(gòu)地震響應(yīng)和損傷。課題組前期已完成含減震外掛墻板的單層足尺裝配式剪力墻結(jié)構(gòu)的抗震性能試驗(yàn)研究，驗(yàn)證了該體系的可行性[13]。同時(shí)，國(guó)內(nèi)外學(xué)者也對(duì)其他形式的減震外掛墻板進(jìn)行了相關(guān)研究。2009 年，李久鵬[14]提出了一種利用外掛墻板與主體結(jié)構(gòu)間的摩擦滑移連接件，并采用數(shù)值模擬方法研究了采用該連接方式時(shí)外掛墻板的抗側(cè)性能及整體結(jié)構(gòu)的減震效果。2013 年，BAIRD 等[15]對(duì)一個(gè)主體結(jié)構(gòu)為單層彈性柱底鉸接鋼框架，外掛墻板為豎條板，墻板頂部與主體結(jié)構(gòu)采用U 型消能器進(jìn)行連接的結(jié)構(gòu)進(jìn)行了擬靜力試驗(yàn)研究。2013 年，楊云和石曉猛[16]提出了一種外掛墻板的摩擦耗能連接節(jié)點(diǎn)，并采用數(shù)值模擬分析方法研究了采用這種連接方式對(duì)結(jié)構(gòu)抗震性能的影響。2015 年，于敬海等[17]對(duì)一棟外掛墻板頂部設(shè)有摩擦耗能裝置的裝配式混凝土框架進(jìn)行了數(shù)值模擬分析研究。2018 年，DAL LAGO 等[18]對(duì)采用豎縫間設(shè)置摩擦耗能裝置的豎條板和水平縫間設(shè)置摩擦耗能裝置的橫條板的裝配式混凝土框架結(jié)構(gòu)進(jìn)行了振動(dòng)臺(tái)試驗(yàn)研究。2019 年，KARADOGAN 等[19]提出將橢圓環(huán)消能器作為鋼筋混凝土外掛墻板的連接裝置，并將其應(yīng)用在實(shí)際工程中。以往研究均表明，外掛墻板和結(jié)構(gòu)間采用耗能連接是一種合理可靠的連接方式，可以有效提高結(jié)構(gòu)的抗震性能。然而，目前針對(duì)這類結(jié)構(gòu)的研究并不充分，國(guó)外已有研究多集中在采用橫條板或豎條板的單層結(jié)構(gòu)，與主體結(jié)構(gòu)間連接構(gòu)造也與本課題組提出的適用于墻板大板的連接方式不同。國(guó)內(nèi)研究則大多集中在數(shù)值模擬分析研究，試驗(yàn)研究較少。

在課題組前期開(kāi)展的含減震外掛墻板的單層裝配式混凝土剪力墻結(jié)構(gòu)試驗(yàn)研究基礎(chǔ)上[9]，進(jìn)一步設(shè)計(jì)了2 個(gè)6 層3 跨平面框架結(jié)構(gòu)，其中一個(gè)為含有外掛墻板的裝配式混凝土框架結(jié)構(gòu)，另一個(gè)為作為對(duì)比的純框架結(jié)構(gòu)。取兩結(jié)構(gòu)中跨的第一、二兩層作為試驗(yàn)子結(jié)構(gòu)，首先對(duì)兩結(jié)構(gòu)進(jìn)行了混合試驗(yàn)，對(duì)比研究了兩結(jié)構(gòu)在不同水準(zhǔn)地震作用下的抗震性能和動(dòng)力響應(yīng)，評(píng)估了減震外掛墻板的減震效果。在混合試驗(yàn)的基礎(chǔ)上，又繼續(xù)對(duì)上述試驗(yàn)子結(jié)構(gòu)試件進(jìn)行了擬靜力試驗(yàn)，進(jìn)一步對(duì)比研究了兩結(jié)構(gòu)在水平地震作用下的損傷模式及減震外掛墻板對(duì)主體結(jié)構(gòu)抗震性能的影響。本文主要對(duì)擬靜力試驗(yàn)部分進(jìn)行介紹。

1 試驗(yàn)設(shè)計(jì)與加載

1.1 原型結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)

根據(jù)我國(guó)現(xiàn)行混凝土結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)規(guī)范和抗震設(shè)計(jì)規(guī)范的要求[20-21]，分別設(shè)計(jì)了一榀6 層3 跨的含減震外掛墻板裝配式鋼筋混凝土框架結(jié)構(gòu)(后文簡(jiǎn)稱“減震結(jié)構(gòu)”)和一榀作為對(duì)比的純框架結(jié)構(gòu)(后文簡(jiǎn)稱“抗震結(jié)構(gòu)”)，如圖1 所示。框架各跨度、層高分別為5.1 m、3.3 m。結(jié)構(gòu)抗震設(shè)防烈度為8 度，場(chǎng)地類別為Ⅱ類場(chǎng)地，設(shè)計(jì)地震分組為第一組?？蚣苤孛娉叽缇鶠?00 mm×600 mm，框架梁截面尺寸為400 mm×600 mm。在框架梁一側(cè)設(shè)置了寬度為720 mm，厚度為120 mm 的樓板。在抗震結(jié)構(gòu)的基礎(chǔ)上，采用等效線性化設(shè)計(jì)方法進(jìn)行含減震外掛墻板的減震結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)[22]。外掛墻板均為跨越整個(gè)開(kāi)間的整間板，每塊墻板下設(shè)置2 對(duì)4 個(gè)U 型鋼板消能器，其屈服荷載為12.5 kN，初始剛度為5.94 kN/mm。經(jīng)計(jì)算得到減震結(jié)構(gòu)小震下的附加阻尼比為4.41%。

圖1 原型結(jié)構(gòu)示意圖 /mFig.1 Schematic of prototype structures

1.2 試驗(yàn)試件

取原型結(jié)構(gòu)的中跨1 層～2 層為試驗(yàn)子結(jié)構(gòu)(圖1 中矩形框內(nèi)部分)，相繼進(jìn)行了混合試驗(yàn)和擬靜力試驗(yàn)。其中，抗震結(jié)構(gòu)和減震結(jié)構(gòu)的試驗(yàn)子結(jié)構(gòu)分別命名為S-1 和S-2。試驗(yàn)子結(jié)構(gòu)的縮尺比為1/2，試件層高均為1.65 m，跨度均為2.55 m，柱截面尺寸為300 mm×300 mm，梁截面尺寸為200 mm×300 mm。

為加工方便，兩試件僅柱底縱筋與基礎(chǔ)插筋采用灌漿套筒的方式連接，上部結(jié)構(gòu)均采用整體澆筑的方式。試件S-2 的梁為疊合梁，外掛墻板頂部預(yù)留鋼筋先伸入梁，然后現(xiàn)場(chǎng)澆筑梁頂部和樓板的混凝土，形成剛性的線連接。外掛墻板與框架梁疊合部分連接處設(shè)置有抗剪鍵槽。為了減小對(duì)框架梁受力性能的影響，在梁端一倍梁高長(zhǎng)度范圍內(nèi)不進(jìn)行連接。

為便于試驗(yàn)中消能器安裝，模型結(jié)構(gòu)中每塊墻板下用2 個(gè)消能器代替原型結(jié)構(gòu)中的2 對(duì)消能器。根據(jù)原型結(jié)構(gòu)中一對(duì)消能器的屈服荷載和剛度以及相似比系數(shù)[23](1/4 和1/2)，得到模型結(jié)構(gòu)中單個(gè)消能器的屈服荷載和剛度值，進(jìn)而設(shè)計(jì)得到U 型金屬消能器的幾何參數(shù)，見(jiàn)圖2。消能器與主體結(jié)構(gòu)及外掛墻板之間采用10.9 級(jí)高強(qiáng)螺栓連接。

圖2 試驗(yàn)試件S-2 尺寸及配筋圖 /mmFig.2 Dimensions and reinforcement details of S-2

試件S-2 配筋及消能器尺寸如圖2 所示。試件S-1 除不含外掛墻板，框架梁為整體預(yù)制而非疊合梁外，梁、柱及樓板配筋與試件S-2 相同，其配筋圖未單獨(dú)給出。

1.3 材料強(qiáng)度

試件混凝土強(qiáng)度等級(jí)為C35，鋼筋強(qiáng)度等級(jí)為HRB400。實(shí)測(cè)試件各部位混凝土立方體抗壓強(qiáng)度結(jié)果如表1 所示。鋼筋實(shí)測(cè)材性結(jié)果如表2 所示。實(shí)測(cè)套筒灌漿料棱柱體抗壓強(qiáng)度均值69.4 MPa。U 型鋼板消能器所用鋼材強(qiáng)度等級(jí)為L(zhǎng)Y160，實(shí)測(cè)屈服強(qiáng)度150.3 MPa，抗拉強(qiáng)度253.3 MPa。

表1 混凝土立方體抗壓強(qiáng)度結(jié)果Table 1 Results of cubic compressive strength tests of concrete

表2 鋼筋材性試驗(yàn)結(jié)果Table 2 Results of uniaxial tensile strength tests of reinforcements

1.4 混合試驗(yàn)結(jié)果簡(jiǎn)介

對(duì)抗震結(jié)構(gòu)和減震結(jié)構(gòu)輸入峰值加速度分別為0.07g、0.2g、0.4g、和0.588g的人工波進(jìn)行了混合試驗(yàn)，以研究?jī)山Y(jié)構(gòu)多遇、設(shè)防、罕遇和極罕遇地震4 種工況下的響應(yīng)情況。兩結(jié)構(gòu)的試驗(yàn)子結(jié)構(gòu)在最后一個(gè)加載工況結(jié)束后的裂縫分布情況和損傷情況如圖3 所示。兩試驗(yàn)子結(jié)構(gòu)在極罕遇地震下最大層間位移角分別為1/104 和1/116，第一層、第二層框架梁端和底層柱底均已形成塑性鉸，損傷程度均處于我國(guó)抗震規(guī)范[21]規(guī)定的“不嚴(yán)重破壞”范疇，但減震結(jié)構(gòu)損傷相對(duì)較輕微，裂縫數(shù)量更少。此外，在混合試驗(yàn)階段，減震結(jié)構(gòu)的墻板未產(chǎn)生任何裂縫，且墻板和框架梁間線連接處未出現(xiàn)任何破壞，表明連接可靠，墻板在各工況地震作用下均可有效協(xié)調(diào)消能器與主體結(jié)構(gòu)之間的變形。消能器在各工況下的變形模式均為預(yù)期的“履帶式”滾動(dòng)變形。試驗(yàn)結(jié)束后，抗震結(jié)構(gòu)和減震結(jié)構(gòu)試件頂點(diǎn)殘余位移分別僅為1.0 mm 和0.4 mm，消能器也無(wú)肉眼可見(jiàn)殘余變形。因此，在此狀態(tài)下直接進(jìn)行擬靜力試驗(yàn)。

圖3 混合試驗(yàn)兩試驗(yàn)子結(jié)構(gòu)最終裂縫分布和損傷情況Fig.3 The final crack patterns and damage mode of the two test substructures after hybrid tests

1.5 擬靜力試驗(yàn)加載裝置與加載制度

在混合試驗(yàn)結(jié)束后，對(duì)兩試驗(yàn)子結(jié)構(gòu)進(jìn)行擬靜力試驗(yàn)。試驗(yàn)加載方式參照文獻(xiàn)[24]的方法，即：① 將上部4 層的豎向荷載作為集中荷載施加在試驗(yàn)子結(jié)構(gòu)的柱頂，并保持底層柱設(shè)計(jì)軸壓比與原型結(jié)構(gòu)一致；② 將擬靜力試驗(yàn)常用的倒三角多點(diǎn)比例加載模式的第二層～六層水平力簡(jiǎn)化為第二層頂部一點(diǎn)水平力。此時(shí)，水平力在第二層及第一層頂?shù)谋壤秊?0∶1。由于第一層頂水平力遠(yuǎn)小于第二層頂，為進(jìn)一步簡(jiǎn)化加載，本文僅在第二層頂施加水平荷載。試件加載裝置如圖4 所示。

圖4 試驗(yàn)裝置與測(cè)量方案Fig.4 Test setup and measurement scheme

采用液壓千斤頂和MTS 電液伺服作動(dòng)器分別對(duì)試件施加豎向和水平荷載。液壓千斤頂布置在框架的第二層柱頂處，框架柱的設(shè)計(jì)軸壓比為0.36，施加的豎向荷載值為432 kN。水平荷載采用荷載-位移混合控制加載[23]，試件屈服前采用荷載控制加載，每級(jí)荷載循環(huán)1 次；試件屈服后采用位移控制加載，每級(jí)循環(huán)3 次；當(dāng)試件承載能力下降到極限承載力的85%時(shí)終止試驗(yàn)。試驗(yàn)加載制度如圖5 和表3 所示。

表3 加載制度Table 3 Loading protocol

圖5 試驗(yàn)加載制度圖Fig.5 Loading protocol of specimens

鋼筋應(yīng)變片主要布置在試件柱底和梁端縱筋上，以及減震結(jié)構(gòu)外掛墻板與框架梁間的連接鋼筋上(圖2)。消能器應(yīng)變片布置在圓弧段處，按45°等間距布置。試驗(yàn)過(guò)程中主要測(cè)量試件頂部的水平荷載及第一層、第二層頂?shù)乃轿灰?，U 型鋼板消能器的水平剪切變形，以及鋼筋和消能器應(yīng)變，并監(jiān)測(cè)試件裂縫開(kāi)展情況。

2 試驗(yàn)現(xiàn)象

抗震結(jié)構(gòu)試件S-1 與減震結(jié)構(gòu)試件S-2 的試驗(yàn)現(xiàn)象列于表4。兩結(jié)構(gòu)最終破壞模式和試件局部損傷情況分別如圖6、圖7 所示，最終的裂縫分布如圖8所示。

表4 試驗(yàn)現(xiàn)象Table 4 Test phenomena

圖6 試件S-1 最終破壞模式Fig.6 Final damage mode of S-1

圖7 試件S-2 最終破壞模式Fig.7 Final damage mode of S-2

圖8 試件最終裂縫分布情況Fig.8 The final crack patterns of the specimens

由表4 及圖6、圖7 的試驗(yàn)現(xiàn)象可見(jiàn)，兩結(jié)構(gòu)在地震作用下的損傷模式一致，均為梁端和柱底形成塑性鉸的梁鉸機(jī)制，塑性鉸的出現(xiàn)時(shí)刻與順序也基本一致，表明減震外掛板對(duì)鋼筋混凝土框架結(jié)構(gòu)的損傷機(jī)制沒(méi)有明顯影響。試驗(yàn)過(guò)程中，外掛墻板頂部與框架梁間連接處出現(xiàn)縱向裂縫；且隨著加載位移的增加，裂縫逐漸開(kāi)展延伸，但裂縫寬度不大，墻板和梁間未產(chǎn)生明顯錯(cuò)動(dòng)變形，連接鋼筋也遠(yuǎn)未達(dá)到屈服應(yīng)變，表明墻板頂部的線連接安全可靠。試驗(yàn)結(jié)束后，在外掛墻板上未觀察到開(kāi)裂現(xiàn)象。

圖9 為試驗(yàn)過(guò)程中幾個(gè)不同位移加載工況下U 型鋼板消能器的變形情況。整個(gè)試驗(yàn)過(guò)程中，除第二層右側(cè)消能器在較大位移級(jí)別(90 mm，相應(yīng)的層間位移角為1/37)時(shí)由于連接螺栓出現(xiàn)松動(dòng)產(chǎn)生面外變形外，其余消能器均只產(chǎn)生面內(nèi)變形。在頂點(diǎn)位移為60 mm(相應(yīng)的最大層間位移角為1/55)及以下工況中，消能器的變形均呈較為理想的履帶式變形，且測(cè)得水平剪切變形值與樓層層間位移值較接近。在頂點(diǎn)位移達(dá)90 mm 以后工況中，由于梁端混凝土損傷較嚴(yán)重，梁端塑性鉸產(chǎn)生明顯轉(zhuǎn)動(dòng)變形，外掛墻板也隨之發(fā)生明顯的面內(nèi)轉(zhuǎn)動(dòng)變形，消能器水平剪切變形沒(méi)有明顯的增加，而上、下水平段鋼板間出現(xiàn)明顯的豎向相對(duì)變形(即消能器開(kāi)口部分的張、閉)，圓弧段也產(chǎn)生形狀改變，不再呈理想的圓弧狀。試驗(yàn)結(jié)束后U 型鋼板消能器的情況如圖10 所示。

圖9 試件S-2 第一層左側(cè)消能器變形情況Fig.9 Deformation of the left U-shaped steel dampers on the first floor of S-2

圖10 試驗(yàn)結(jié)束后消能器情況Fig.10 Situation of the dampers after tests

試驗(yàn)結(jié)束后，取出結(jié)構(gòu)中的半灌漿套筒并切開(kāi)，可以看出，灌漿套筒未出現(xiàn)任何損壞，且灌漿密實(shí)可靠(見(jiàn)圖11)。

圖11 灌漿套筒截面Fig.11 Cross-section of the grout sleeve

3 試驗(yàn)結(jié)果分析

3.1 滯回曲線和骨架曲線

試驗(yàn)得到抗震結(jié)構(gòu)和減震結(jié)構(gòu)的水平荷載-頂點(diǎn)位移滯回曲線和骨架曲線分別如圖12 和圖13 所示。

圖12 試件水平荷載-頂點(diǎn)位移滯回曲線Fig.12 Lateral load-top displacement hysteretic curves of the specimens

圖13 試件水平荷載-頂點(diǎn)位移骨架曲線Fig.13 Lateral load-top displacement envelope curves of the specimens

由圖12 可以看出，與一般的擬靜力試驗(yàn)不同，由于本次試驗(yàn)前已經(jīng)對(duì)試件進(jìn)行了混合試驗(yàn)，結(jié)構(gòu)已出現(xiàn)了一定程度的損傷，在較小荷載級(jí)別時(shí)滯回曲線就較飽滿，具有一定耗能能力。隨荷載和位移的增加，滯回環(huán)面積進(jìn)一步增加，試件耗能能力逐漸增大。兩結(jié)構(gòu)的滯回曲線形狀基本相同，均較為飽滿，具有較好的耗能能力。與抗震結(jié)構(gòu)S-1 相比，由于消能器的屈服耗能，減震結(jié)構(gòu)S-2 在相同位移級(jí)別下滯回曲線更加飽滿，耗能能力更好。

從圖13 可以看出，抗震結(jié)構(gòu)與減震結(jié)構(gòu)的水平荷載-頂點(diǎn)位移骨架曲線形狀較為接近。在加載初始階段，試件剛度較大，骨架曲線基本為直線。梁端和柱底相繼出現(xiàn)塑性鉸后，試件剛度逐漸降低，曲線變得平緩。塑性鉸區(qū)混凝土壓碎后，試件承載力有所降低，曲線出現(xiàn)下降段。需注意的是，由于兩試件已在混合試驗(yàn)中開(kāi)裂，骨架曲線在初始加載階段的斜率，即試件的初始剛度并非結(jié)構(gòu)的彈性剛度，曲線上也沒(méi)有明顯的開(kāi)裂點(diǎn)。此外，減震結(jié)構(gòu)S-2 的初始剛度及峰值承載力均高于抗震結(jié)構(gòu)S-1，可見(jiàn)減震外掛墻板對(duì)主體結(jié)構(gòu)的剛度和承載力均有一定的提高作用。

3.2 承載力和變形能力

圖13 骨架曲線中幾個(gè)關(guān)鍵特征點(diǎn)，如屈服點(diǎn)、峰值點(diǎn)和極限點(diǎn)所對(duì)應(yīng)的荷載與位移值見(jiàn)表5。其中，屈服點(diǎn)由幾何作圖法確定[25]，極限荷載取峰值荷載的85%，若未下降至85%，則取試驗(yàn)結(jié)束時(shí)刻。試件的位移延性系數(shù)(極限位移Δu和屈服位移Δy的比值)和極限位移角(Δu與試件高度H的比值)也列于表中。由表可知，減震結(jié)構(gòu)正、反兩個(gè)方向的峰值荷載平均值比抗震結(jié)構(gòu)高19.8%，表明減震結(jié)構(gòu)具有更高的承載能力。兩結(jié)構(gòu)的延性系數(shù)相差不大，變形能力相當(dāng)。兩結(jié)構(gòu)的極限位移角均為1/31，大于抗震規(guī)范[21]中規(guī)定的鋼筋混凝土框架結(jié)構(gòu)在罕遇地震作用下的層間位移角限值(1/50)，均具有足夠的變形能力。

表5 骨架曲線特征點(diǎn)及位移延性系數(shù)Table 5 Characteristic points of the skeleton curves and deformation capacity coefficient

3.3 剛度退化曲線

割線剛度K定義為同一加載級(jí)別下，骨架曲線上推、拉兩個(gè)方向水平力F絕對(duì)值與頂點(diǎn)位移X絕對(duì)值之和的比值[23]，如式(1)所示：

式中：Fi為第i次峰點(diǎn)荷載值；Xi為第i次峰點(diǎn)位移值。

抗震結(jié)構(gòu)和減震結(jié)構(gòu)剛度退化曲線結(jié)果的對(duì)比如圖14 所示?？梢钥闯?，試件整體剛度退化較為平緩，均沒(méi)有出現(xiàn)明顯的剛度突變。隨著位移增加，抗震結(jié)構(gòu)與減震結(jié)構(gòu)剛度退化趨勢(shì)基本相同，但減震結(jié)構(gòu)的整體剛度始終要高于抗震結(jié)構(gòu)。

圖14 剛度退化曲線對(duì)比Fig.14 Comparison of stiffness degradation curves

3.4 能量耗散系數(shù)曲線

試件的能量耗散能力可以通過(guò)能量耗散系數(shù)E表示[23]，計(jì)算公式如式(2)所示。兩試件的能量耗散系數(shù)E隨頂點(diǎn)位移的變化曲線如圖15 所示。不同位移級(jí)別時(shí)兩試件的耗能系數(shù)見(jiàn)表6?？梢?jiàn)，減震結(jié)構(gòu)S-2 的耗能能力隨頂點(diǎn)位移的增加逐漸增加。而抗震結(jié)構(gòu)S-1 由于在混合試驗(yàn)階段已出現(xiàn)一定程度的損傷，因此在第一個(gè)荷載級(jí)別時(shí)梁端已出現(xiàn)塑性鉸，在位移較小時(shí)即具有一定的耗能能力，因此能量耗散系數(shù)在頂點(diǎn)位移達(dá)到40 mm 之前變化不大，超過(guò)40 mm 之后逐漸增加。除初始階段外，S-2 相同頂點(diǎn)位移時(shí)的耗能能力大于S-1。

表6 不同頂點(diǎn)位移下試件能量耗散系數(shù)ETable 6 Energy dissipation coefficient E of the specimens under different top displacement

圖15 能量耗散系數(shù)對(duì)比Fig.15 Comparison of energy dissipation coefficients

式中：S(ABC+CDA)為圖16 中滯回環(huán)所圍成的面積；S(OBE+ODF)為圖中三角形OBE和ODF所圍成的面積之和。

4 結(jié)論

本文在對(duì)一榀含減震外掛墻板的裝配式混凝土框架結(jié)構(gòu)試件和一榀作為對(duì)比的純框架試件混合試驗(yàn)的基礎(chǔ)上，進(jìn)一步對(duì)其試驗(yàn)子結(jié)構(gòu)進(jìn)行了擬靜力試驗(yàn)，得出以下主要結(jié)論：

(1) 含減震外掛墻板的試件S-2 與純框架試件S-1 的破壞模式一致，均為梁端首先出現(xiàn)塑性鉸，隨后一層柱底出現(xiàn)塑性鉸，最后梁端及柱底混凝土被壓碎而破壞，本文所提出的減震外掛墻板未改變主體結(jié)構(gòu)的破壞模式。

(2) 減震結(jié)構(gòu)試件S-2 消能器先于結(jié)構(gòu)構(gòu)件發(fā)生屈服。在最大層間位移角達(dá)到1/55 之前，消能器呈預(yù)期的履帶式滾動(dòng)變形，且水平剪切變形值與相應(yīng)的層間位移相差不大。此后，由于梁端塑性鉸的轉(zhuǎn)動(dòng)變形導(dǎo)致外掛墻板發(fā)生面內(nèi)轉(zhuǎn)動(dòng)變形，消能器剪切變形值隨層間位移增加不明顯。

(3) 試驗(yàn)過(guò)程中，外掛墻板上未出現(xiàn)任何裂縫，墻板上部與疊合梁之間的線連接處出現(xiàn)縱向裂縫，但連接鋼筋應(yīng)變較小，墻板與梁間未發(fā)生相對(duì)錯(cuò)動(dòng)變形，表明線連接安全可靠。

(4) 兩試件滯回特性穩(wěn)定，滯回環(huán)均較為飽滿。與抗震結(jié)構(gòu)S-1 相比，減震結(jié)構(gòu)S-2 在相同位移級(jí)別下滯回曲線更加飽滿。

(5) 減震結(jié)構(gòu)S-2 在相同位移時(shí)的剛度、極限承載力和耗能能力均大于抗震結(jié)構(gòu)S-1。兩試件均具有較好的變形能力，延性系數(shù)相當(dāng)。