工程科学学报，第39卷，第1期：155-165,2017年1月 Chinese Journal of Engineering,Vol.39,No.1:155-165,January 2017 DOI:10.13374/j.issn2095-9389.2017.01.020;http://journals.ustb.edu.cn 正交胶合木填充墙-钢框架体系受力性能 沈银澜，2)，牟在根)，Siegfried F.Stiemer),李相杰)，张爵扬) 1)北京科技大学土木与资源工程学院，北京1000832)中国电子工程设计院，北京100142 3)不列颠哥伦比亚大学应用学院土木工程系，温哥华V6T1Z4,加拿大4)中冶建筑研究总院有限公司，北京100088 5)北京市建筑设计研究院有限公司，北京100045 ☒通信作者，E-mail:gmu@ces.ush.cdu.cn 摘要采用开源地震工程模拟系统(OpenSees)对以正交胶合木作填充墙的钢框架结构进行探索性数值研究，主要研究该 填充墙钢框架单元在单调和循环加载作用下的受力性能，墙体与钢框架之间的协同工作性能以及连接个数对整体结构受力 性能的影响.结果表明：正交胶合木填充墙能够提高钢框架的抗侧刚度和水平承载力：柔性连接的设置使整体结构耗能性能 良好：工作缝的设置减缓墙体的开裂，更大程度上发挥连接件的耗能和变形能力：连接个数对构件的抗侧能力影响较大，可以 通过调整连接数量和连接间距设计出具有多种刚度和耗能能力的框架单元. 关键词胶合木结构：填充墙：性能分析：耗能：抗侧刚度；连接 分类号TU398·.6 Mechanical performance of cross laminated timber infill wall-steel frames SHEN Yin-lan2),MU Zai-gen,Siegfried F.STIEMER,LI Xiang-jie,ZHANG Jue-yang 1)Schoolof Civil and Resources Engineering.University of Science and Technology Beijing,Beijing 100083,China 2)China Electronics Engineering Design Institute,Beijing 100142,China 3)Department of Civil Engineering,Faculty of Applied Science.University of British Columbia,Vancouver V6T 124,Canada 4)Central Research Institute of Building and Construction Co.,Ltd.,Beijing 100088,China 5)Beijing Institute of Architectural Design,Beijing 100045,China Corresponding author,E-mail:zgmu@ces.ustb.edu.cn ABSTRACT Open System for Earthquake Engineering Simulation (Abbrev.OpenSees)was used to do some exploratory numerical research on the cross laminated timber(CLT)infill wall-steel frame system.Numerical analysis was performed including the mechani- cal performance of the CLT infill wall-steel frame under monotonic and cyclic loading,cooperative working performance between the CLT panel and steel frame,and the influence of the number of bracket connections on the mechanical performance of the structure. The results are presented as follows:the lateral stiffness and bearing capacity of the steel frame can be strengthened by the CLT infill wall;flexible connections show a better performance of energy dissipation;the gap setting is not only used to postpone the cracking time of the wall,but also beneficial to develop the energy dissipation and deformation of connections;the number of connections has great effect on the lateral resistance of the structure,and furthermore,various stiffness and energy dissipation capacities of the struc- ture can be designed by adjusting the number and space of connections. KEY WORDS laminated timber structures;infill walls;performance analysis;energy dissipation;lateral stiffness;connections 填充墙构件一方面起到外围护墙、内隔墙及楼梯电梯间墙体作用，另一方面可以成为抗侧力构件，钢结 收稿日期：2016-01-24 基金项目：教育部联合培养研究生基金资助项目(20110901)：国家自然科学基金资助项目(51578064)
工程科学学报,第 39 卷,第 1 期:155鄄鄄165,2017 年 1 月 Chinese Journal of Engineering, Vol. 39, No. 1: 155鄄鄄165, January 2017 DOI: 10. 13374 / j. issn2095鄄鄄9389. 2017. 01. 020; http: / / journals. ustb. edu. cn 正交胶合木填充墙鄄鄄钢框架体系受力性能 沈银澜1,2) , 牟在根1) 苣 , Siegfried F. Stiemer 3) , 李相杰4) , 张爵扬5) 1) 北京科技大学土木与资源工程学院, 北京 100083 2) 中国电子工程设计院, 北京 100142 3) 不列颠哥伦比亚大学应用学院土木工程系, 温哥华 V6T 1Z4, 加拿大 4) 中冶建筑研究总院有限公司, 北京 100088 5) 北京市建筑设计研究院有限公司, 北京 100045 苣 通信作者,E鄄mail: zgmu@ ces. ustb. edu. cn 摘 要 采用开源地震工程模拟系统(OpenSees)对以正交胶合木作填充墙的钢框架结构进行探索性数值研究,主要研究该 填充墙钢框架单元在单调和循环加载作用下的受力性能,墙体与钢框架之间的协同工作性能以及连接个数对整体结构受力 性能的影响. 结果表明:正交胶合木填充墙能够提高钢框架的抗侧刚度和水平承载力;柔性连接的设置使整体结构耗能性能 良好;工作缝的设置减缓墙体的开裂,更大程度上发挥连接件的耗能和变形能力;连接个数对构件的抗侧能力影响较大,可以 通过调整连接数量和连接间距设计出具有多种刚度和耗能能力的框架单元. 关键词 胶合木结构; 填充墙; 性能分析; 耗能; 抗侧刚度; 连接 分类号 TU398 + 郾 6 Mechanical performance of cross laminated timber infill wall鄄鄄steel frames SHEN Yin鄄lan 1,2) , MU Zai鄄gen 1) 苣 , Siegfried F. STIEMER 3) ,LI Xiang鄄jie 4) , ZHANG Jue鄄yang 5) 1) Schoolof Civil and Resources Engineering, University of Science and Technology Beijing, Beijing 100083, China 2) China Electronics Engineering Design Institute, Beijing 100142, China 3) Department of Civil Engineering, Faculty of Applied Science, University of British Columbia, Vancouver V6T 1Z4, Canada 4) Central Research Institute of Building and Construction Co. , Ltd. , Beijing 100088, China 5) Beijing Institute of Architectural Design, Beijing 100045, China 苣 Corresponding author, E鄄mail: zgmu@ ces. ustb. edu. cn ABSTRACT Open System for Earthquake Engineering Simulation (Abbrev. OpenSees) was used to do some exploratory numerical research on the cross laminated timber (CLT) infill wall鄄鄄steel frame system. Numerical analysis was performed including the mechani鄄 cal performance of the CLT infill wall鄄鄄steel frame under monotonic and cyclic loading, cooperative working performance between the CLT panel and steel frame, and the influence of the number of bracket connections on the mechanical performance of the structure. The results are presented as follows: the lateral stiffness and bearing capacity of the steel frame can be strengthened by the CLT infill wall; flexible connections show a better performance of energy dissipation; the gap setting is not only used to postpone the cracking time of the wall, but also beneficial to develop the energy dissipation and deformation of connections; the number of connections has great effect on the lateral resistance of the structure, and furthermore, various stiffness and energy dissipation capacities of the struc鄄 ture can be designed by adjusting the number and space of connections. KEY WORDS laminated timber structures; infill walls; performance analysis; energy dissipation; lateral stiffness; connections 收稿日期: 2016鄄鄄01鄄鄄24 基金项目: 教育部联合培养研究生基金资助项目(20110901);国家自然科学基金资助项目(51578064) 填充墙构件一方面起到外围护墙、内隔墙及楼梯 电梯间墙体作用,另一方面可以成为抗侧力构件,钢结
·156· 工程科学学报，第39卷，第1期 构住宅较常用的填充墙体材料有砌体填充墙、轻型混 凝土等.国内外对传统填充墙钢框架体系的研究获得 的统一结论：两者组合使得填充墙对钢框架起到支撑 作用，框架也约束填充墙在一定程度的开裂，其体系的 侧向刚度和强度得到显著的提高).但其变形和耗能 能力劣化较为严重，较高的重强比也限制了其在高层 钢框架中的广泛应用 正交胶合木(cross laminated timber,CLT或X- lam)是20世纪90年代初起源于瑞典的新型木建筑材 料[)]，是云杉板材条正交叠放胶合挤压成的奇数层实 木板材，现在已经成为欧洲和北美发展最快的人造板 材之一·由于其极高的强度和耐火性，稳定的形状和 尺寸，良好的保温性能，精确的数控切割和快速的装配 图2七层正交胶合木建筑振动台试验 式安装，可直接代替混凝土作为重型木建筑的外墙、楼 Fig.2 Shaking table test of a 7-storey CLT building 板和屋顶.在地震频发地区，正交胶合木作为一种建 筑材料与其在建造中使用到的连接件和紧固件（如图 砖、轻型混凝土、生土填充墙等.本文对页岩模数多孔 1所示)一起保证了整体结构较强的抗震能力。一座 砖填充墙(90mm厚)、轻型混凝土填充墙(90mm厚)、 七层足尺的正交胶合木建筑在世界最大的振动台上进 生土填充墙(150mm厚)和三层正交胶合木墙体(30 行了振动台试验，见图2，在Kobe地震波（抗震等级 mm-34mm-30mm厚)进行比较，其材料性能列于表 7.2,地震加速度为0.8g~1.2g)作用下，顶层的最大侧1.在密度方面，正交胶合木墙板只有500kg·m3,其 移量仅为287mm,最大层间位移为40mm(1.3%)2-]. 次是页岩模数多孔砖1200kg·m3,混凝土和生土填充 以正交胶合木作为填充墙是否可以弥补传统填充 墙的密度在2000kg·m3左右，传统材料较大的密度 墙材料的不足（施工效率低，延性和耗能能力严重劣 限制其在高层中的应用，正交胶合木可至少减轻传统 化)，减少填充墙体的脆性破坏而引发的结构倒塌：如填充墙一半的重量.热阻系数是保温性能的重要衡量 何在实现有效的建筑布置和室内美观和快速的装配式 指标，正交胶合木墙板热阻系数达到了8.333m2,K· 安装基础上，提高结构的整体抗侧刚度和强度：该种填 W·,而页岩模数多孔砖、轻型混凝土、生土填充墙的 充墙与钢框架结合对结构的抗震性能有何影响，两者 热阻系数均小于1，正交胶合木卓越的保温性能，可以 的协同性能如何，两者之间的柔性连接如何设置，这些 降低能源消耗和对生态的负担.在抗压强度方面，轻 问题是本文研究的主要内容 型混凝土填充墙的抗压强度(27MPa)高于正交胶合 木填充墙(11.8MPa),最小是生土填充墙(4MPa),但 是太高的抗压强度经常会导致填充墙的开裂，正交胶 合木的抗压强度适于作为填充墙材料.在弹性模量方 面，轻型混凝土填充墙达到最大(32000MPa),页岩模 数多孔砖弹性模量为13060MPa,正交胶合木弹性模量 只有7700MPa,前两种材料作为填充墙使得填充体系 抗侧刚度大大增加，但其延性和耗能能力劣化严重. 在强重比上，正交胶合木在四种材料中达到最高 (2.41),高的强重比为正交胶合木填充墙结构向高层 发展提供了希望. 从整体性而言，页岩模数多孔砖以及轻型混凝土 砌块采用块体搭接，正交胶合木是正交叠放胶合挤压 图1正交胶合木连接件与紧固件 成的实木板材，其制作工艺有效地缩小了正交胶合木 Fig.1 CLT bracket connections and fasteners 实心木板的湿胀干缩变形，增强了形状和尺寸的稳定 性，整体性能更好.此外，正交胶合木精确的数控切割 1正交胶合木与传统填充墙材料性能的比较 和快速的装配式安装相比于其他填充墙材料，大大提 高施工效率 钢结构住宅中常用的填充墙材料有页岩模数多孔 防火导热性能方面，木材的导热系数为0.43~
工程科学学报,第 39 卷,第 1 期 构住宅较常用的填充墙体材料有砌体填充墙、轻型混 凝土等. 国内外对传统填充墙钢框架体系的研究获得 的统一结论:两者组合使得填充墙对钢框架起到支撑 作用,框架也约束填充墙在一定程度的开裂,其体系的 侧向刚度和强度得到显著的提高[1] . 但其变形和耗能 能力劣化较为严重,较高的重强比也限制了其在高层 钢框架中的广泛应用. 正交 胶 合 木 ( cross laminated timber, CLT 或 X鄄 lam)是 20 世纪 90 年代初起源于瑞典的新型木建筑材 料[2] ,是云杉板材条正交叠放胶合挤压成的奇数层实 木板材,现在已经成为欧洲和北美发展最快的人造板 材之一. 由于其极高的强度和耐火性,稳定的形状和 尺寸,良好的保温性能,精确的数控切割和快速的装配 式安装,可直接代替混凝土作为重型木建筑的外墙、楼 板和屋顶. 在地震频发地区,正交胶合木作为一种建 筑材料与其在建造中使用到的连接件和紧固件(如图 1 所示)一起保证了整体结构较强的抗震能力。 一座 七层足尺的正交胶合木建筑在世界最大的振动台上进 行了振动台试验,见图 2,在 Kobe 地震波(抗震等级 7郾 2,地震加速度为 0郾 8g ~ 1郾 2g)作用下,顶层的最大侧 移量仅为 287 mm,最大层间位移为 40 mm (1郾 3% ) [2鄄鄄3] . 以正交胶合木作为填充墙是否可以弥补传统填充 墙材料的不足(施工效率低,延性和耗能能力严重劣 化),减少填充墙体的脆性破坏而引发的结构倒塌;如 何在实现有效的建筑布置和室内美观和快速的装配式 安装基础上,提高结构的整体抗侧刚度和强度;该种填 充墙与钢框架结合对结构的抗震性能有何影响,两者 的协同性能如何,两者之间的柔性连接如何设置,这些 问题是本文研究的主要内容. 图1 正交胶合木连接件与紧固件 Fig. 1 CLT bracket connections and fasteners 1 正交胶合木与传统填充墙材料性能的比较 钢结构住宅中常用的填充墙材料有页岩模数多孔 图2 七层正交胶合木建筑振动台试验 Fig. 2 Shaking table test of a 7鄄storey CLT building 砖、轻型混凝土、生土填充墙等. 本文对页岩模数多孔 砖填充墙(90 mm 厚)、轻型混凝土填充墙(90 mm 厚)、 生土填充墙(150 mm 厚) 和三层正交胶合木墙体(30 mm鄄鄄34 mm鄄鄄30 mm 厚) 进行比较,其材料性能列于表 1. 在密度方面,正交胶合木墙板只有 500 kg·m - 3 ,其 次是页岩模数多孔砖 1200 kg·m - 3 ,混凝土和生土填充 墙的密度在 2000 kg·m - 3左右, 传统材料较大的密度 限制其在高层中的应用,正交胶合木可至少减轻传统 填充墙一半的重量. 热阻系数是保温性能的重要衡量 指标,正交胶合木墙板热阻系数达到了 8郾 333 m 2·K· W - 1 ,而页岩模数多孔砖、轻型混凝土、生土填充墙的 热阻系数均小于 1,正交胶合木卓越的保温性能,可以 降低能源消耗和对生态的负担. 在抗压强度方面,轻 型混凝土填充墙的抗压强度(27 MPa) 高于正交胶合 木填充墙(11郾 8 MPa), 最小是生土填充墙(4 MPa),但 是太高的抗压强度经常会导致填充墙的开裂,正交胶 合木的抗压强度适于作为填充墙材料. 在弹性模量方 面,轻型混凝土填充墙达到最大(32000 MPa), 页岩模 数多孔砖弹性模量为 13060 MPa,正交胶合木弹性模量 只有 7700 MPa,前两种材料作为填充墙使得填充体系 抗侧刚度大大增加,但其延性和耗能能力劣化严重. 在强重 比 上, 正 交 胶 合 木 在 四 种 材 料 中 达 到 最 高 (2郾 41),高的强重比为正交胶合木填充墙结构向高层 发展提供了希望. 从整体性而言,页岩模数多孔砖以及轻型混凝土 砌块采用块体搭接,正交胶合木是正交叠放胶合挤压 成的实木板材,其制作工艺有效地缩小了正交胶合木 实心木板的湿胀干缩变形,增强了形状和尺寸的稳定 性,整体性能更好. 此外,正交胶合木精确的数控切割 和快速的装配式安装相比于其他填充墙材料,大大提 高施工效率. 防火导热性能方面,木材的导热系数为 0郾 43 ~ ·156·
沈银澜等：正交胶合木填充墙-钢框架体系受力性能 157· 表1传统填充墙材料与正交胶合木墙板的性能比较 Table 1 Properties comparison of the conventional infill wall material and CLT wall 材料 密度/(kgm3) 热阻/(m2.K.W-1) 墙体厚度/mm 抗压强度/MPa 弹性模量/MPa 强重比 页岩模数多孔砖[4 1200 0.800 90 6.27 13060 0.533 轻型混凝土填充培[) 2000 0.613 90 27 32000 1.38 正交胶合木墙板 500 8.333 93 11.8 7700 2.41 生土填充墙[6 2200 0.700 150 4 55.77 0.186 0.6Wm1.K,相比钢材(23~25Wm1.K)和混 分析角度研究这种新材料的填充墙结构的抗震性能以 凝土(0.6一1.6Wm1.K1)较低-：在火灾中木材 及协同性能 表面形成炭火层，起到隔热阻燃的作用，由于正交胶合 正交胶合木填充墙板采用平面应力的Quad(四 木是重型木材，具有较长的耐火极限和较好的抗火性 节点)单元，其材料参数如表3所示：引入接触单元，采 能]，此外也可以在其表面涂阻燃剂等加以改善 用本构理想弹塑性间隙材料(elastic perfectly plastic 以上的分析表明，正交胶合木是一种装配高效、实 gap material)来考虑基础与墙板底部端点的摩擦力和 用和生态的建筑材料，为填充墙材料提供了可能. 接触效应：金属连接件采用两节点连接(wo-node link) 2有限元模型 单元，每一个连接A简化成基于Pinching4模型的两个 正交弹簧单元来模拟水平滑动和竖向的上下运动.该 钢框架与正交胶合木填充墙之间的连接，采用文 模型已在文献[11]正交胶合木墙板模拟中取得良好 献[11]所述的连接A.文献[11]已经证实基于校正的 的模拟效果，其模拟参数来自文献[11].钢框架的钢 连接模型预测正交胶合木墙体试验结果的有效性.本 材为Q235钢，采用基于柔度法的非线性梁柱(nonlin- 文基于其模拟方法和参数[-]（见表2所示）进一步 ear beam column)单元进行模拟，材料本构采用多线型 建立起正交胶合木填充墙的钢框架单元模型，从数值 的滞回材料(hysteresis material)定义. 表2连接A重要力学参数-2] Table 2 Key mechanical parameters of bracket connection A 类型 加载模式 K/(kN.mm-1) Fyic/kN Fpmak/kN F/kN Diela/mm Doa/mm D/mm 单调加载 4.7 49.1 52 41.6 10.4 21 32.3 顺纹 滞回加载 9.1 44.6 48.9 39.1 4.9 20 30 单调加载 5.1 46.6 51.9 41.6 9.1 37 58.2 横纹 滞回加载 5.1 41.5 46.7 37.4 8.1 24 39.2 注：K一初始刚度：F,山一屈服荷载：D,u一屈服位移；F一蜂值荷载；D一蜂值荷载对应位移；F。一失效荷载：D。一失效位移 表3正交胶合木填充墙材料参数 设计的填充墙和钢框架之间留有20mm的缝隙，填充 Table 3 Material parameters of the CLT wall 墙与钢框架之间的连接A的连接间距在700~900mm CLT培板性能参数 性能指标 范围之间，梁上平均分布十个金属连接件，柱上平均分 单层板顺纹弹性模量，Eo/MPa 8300 布五个金属连接件，连接件在图中以红色弹簧标出，黑 单层板横纹弹性模量，Eo/MPa 6500 色符号表示墙体与钢框架之间的接触，如图3(b) 平均弹性模量，E/MPa 7700 所示. 单层板顺纹抗压强度，Fco/MPa 15.1 3受力分析 单层板横纹抗压强度，Fcoo/MPa 5.2 三层平均抗压强度，Fe/MPa 11.8 本文对纯钢框架模型和正交胶合木填充墙的框架 泊松比 0.46 模型在柱端施加0.4N,柱端竖向力(N,为柱截面的屈 服承载力)情况下进行水平推覆和往返推覆模拟 该框架单元为单跨两层，结构构件采用焊接日型 分析. 钢，柱截面尺寸为H400×400×12×20,梁截面尺寸为 3.1骨架曲线与耗能分析 H450×300×12×16.其算例尺寸如图3(a)所示. 正交胶合木填充墙基本试件和纯钢框架在倒三角 采用文献[11]的同一性能的正交胶合木墙板作 推覆力下获得的荷载-位移曲线如图4所示.对比发 为填充墙，其抗压强度11.8MPa,弹性模量7700MPa, 现：在单调加载作用下，正交胶合木填充墙大大提高钢
沈银澜等: 正交胶合木填充墙鄄鄄钢框架体系受力性能 表 1 传统填充墙材料与正交胶合木墙板的性能比较 Table 1 Properties comparison of the conventional infill wall material and CLT wall 材料 密度/ (kg·m - 3 ) 热阻/ (m 2·K·W - 1 ) 墙体厚度/ mm 抗压强度/ MPa 弹性模量/ MPa 强重比 页岩模数多孔砖[4] 1200 0郾 800 90 6郾 27 13060 0郾 533 轻型混凝土填充墙[5] 2000 0郾 613 90 27 32000 1郾 38 正交胶合木墙板 500 8郾 333 93 11郾 8 7700 2郾 41 生土填充墙[6] 2200 0郾 700 150 4 55郾 77 0郾 186 0郾 6 W·m - 1·K - 1 ,相比钢材(23 ~ 25 W·m - 1·K - 1 )和混 凝土(0郾 6 ~ 1郾 6 W·m - 1·K - 1 )较低[7鄄鄄9] ;在火灾中木材 表面形成炭火层,起到隔热阻燃的作用,由于正交胶合 木是重型木材,具有较长的耐火极限和较好的抗火性 能[10] ,此外也可以在其表面涂阻燃剂等加以改善. 以上的分析表明,正交胶合木是一种装配高效、实 用和生态的建筑材料,为填充墙材料提供了可能. 2 有限元模型 钢框架与正交胶合木填充墙之间的连接,采用文 献[11]所述的连接 A. 文献[11]已经证实基于校正的 连接模型预测正交胶合木墙体试验结果的有效性. 本 文基于其模拟方法和参数[11鄄鄄12] (见表 2 所示) 进一步 建立起正交胶合木填充墙的钢框架单元模型,从数值 分析角度研究这种新材料的填充墙结构的抗震性能以 及协同性能. 正交胶合木填充墙板采用平面应力的 Quad (四 节点)单元,其材料参数如表 3 所示;引入接触单元,采 用本构理想弹塑性间隙材料( elastic perfectly plastic gap material)来考虑基础与墙板底部端点的摩擦力和 接触效应;金属连接件采用两节点连接(two鄄node link) 单元,每一个连接 A 简化成基于 Pinching4 模型的两个 正交弹簧单元来模拟水平滑动和竖向的上下运动. 该 模型已在文献[11] 正交胶合木墙板模拟中取得良好 的模拟效果,其模拟参数来自文献[11]. 钢框架的钢 材为 Q235 钢,采用基于柔度法的非线性梁柱( nonlin鄄 ear beam column)单元进行模拟,材料本构采用多线型 的滞回材料(hysteresis material)定义. 表 2 连接 A 重要力学参数[11鄄鄄12] Table 2 Key mechanical parameters of bracket connection A 类型 加载模式 Ke / (kN·mm - 1 ) Fyield / kN Fpeak / kN Fu / kN Dyield / mm Dpeak / mm Du / mm 顺纹 单调加载 4郾 7 49郾 1 52 41郾 6 10郾 4 21 32郾 3 滞回加载 9郾 1 44郾 6 48郾 9 39郾 1 4郾 9 20 30 横纹 单调加载 5郾 1 46郾 6 51郾 9 41郾 6 9郾 1 37 58郾 2 滞回加载 5郾 1 41郾 5 46郾 7 37郾 4 8郾 1 24 39郾 2 注:Ke—初始刚度;Fyield—屈服荷载;Dyield—屈服位移;Fpeak—峰值荷载;Dpeak—峰值荷载对应位移;Fu—失效荷载;Du—失效位移 表 3 正交胶合木填充墙材料参数 Table 3 Material parameters of the CLT wall CLT 墙板性能参数 性能指标 单层板顺纹弹性模量,E0 / MPa 8300 单层板横纹弹性模量,E90 / MPa 6500 平均弹性模量,E / MPa 7700 单层板顺纹抗压强度,Fc0 / MPa 15郾 1 单层板横纹抗压强度,Fc90 / MPa 5郾 2 三层平均抗压强度,Fc / MPa 11郾 8 泊松比 0郾 46 该框架单元为单跨两层,结构构件采用焊接 H 型 钢,柱截面尺寸为 H400 伊 400 伊 12 伊 20,梁截面尺寸为 H450 伊 300 伊 12 伊 16. 其算例尺寸如图 3(a)所示. 采用文献[11] 的同一性能的正交胶合木墙板作 为填充墙,其抗压强度 11郾 8 MPa,弹性模量 7700 MPa, 设计的填充墙和钢框架之间留有 20 mm 的缝隙,填充 墙与钢框架之间的连接 A 的连接间距在 700 ~ 900 mm 范围之间,梁上平均分布十个金属连接件,柱上平均分 布五个金属连接件,连接件在图中以红色弹簧标出,黑 色符号表示墙体与钢框架之间的接触,如图 3 ( b) 所示. 3 受力分析 本文对纯钢框架模型和正交胶合木填充墙的框架 模型在柱端施加 0郾 4Ny柱端竖向力(Ny为柱截面的屈 服承载力) 情况下进行水平推 覆 和 往 返 推 覆 模 拟 分析. 3郾 1 骨架曲线与耗能分析 正交胶合木填充墙基本试件和纯钢框架在倒三角 推覆力下获得的荷载鄄鄄位移曲线如图 4 所示. 对比发 现:在单调加载作用下,正交胶合木填充墙大大提高钢 ·157·
·158· 工程科学学报，第39卷，第1期 200 6600 200 6600 400 21 300 21 久 22 图3设计算例.(a)框架布置及截面：(b)正交胶合木填充墙与钢框架之间的连接与接触单元分布（单位：mm) Fig.3 Design example:(a)steel frame layout and sections;(b)connection and contact element arrangement between the CLT infill wall and steel frame (unit:mm) 框架的抗侧能力，抗侧极限值由纯框架的712kN变为 交胶合木填充墙的抗侧承载力相比纯钢框架有较大提 1200kN,提高70%.在水平抗侧力P<800kN时，该填 高：在位移加载到147mm时，滞回包络线有稍许降低， 充墙框架单元基本处于弹性阶段：当水平抗侧力达到 此时外包钢框架处于塑性发展阶段，两者之间的个别 821kN,位移达到30mm时，部分金属连接件受拉开始 连接件因为变形较大而失效，从而导致整体骨架曲线 进入塑性阶段：工作缝的设置发挥了金属连接件在塑 出现下降趋势 性阶段的耗能和延性作用，继续为钢框架提供抗侧刚 1600 ·~纯铜框架 度：之后墙体与框架接触产生刚化效应，进一步提高其 1200一正交胶合木填充墙钢框架 抗侧能力.由于正交胶合木材料是强度和刚度较高的 800 韧性材料，当钢框架与填充墙接触挤压时，发生小范围 400 的压碎，不会像砌体填充墙那样一裂就坏.当加载位 解 0 移至150mm时，该结构达到了极限承载能力1200kN, 400 部分金属连接件已经退出工作，产生破坏 -800 1600 -1200 1400 一纯钢框架 ~~正交胶合木填充墙钢框架 -160 200-150-100-50050100150200 1200 位移mm 1000 图5纯钢框架与正交胶合木填充墙钢框架滞回曲线对比 800 Fig.5 Hysteretic curve comparison of the bare steel frame and CLT 600 infill wall-steel frame 400 两种试件的割线刚度退化曲线如图6所示，由于 正交胶合木填充墙平面内的刚度较大，使得该体系在 0 50100150200250300350 初始割线阶段的刚度(26kN·mm1)比纯框架(16.4 位移mm kNmm1)有明显的加强，提高58%.在第二个加载环 图4纯钢框架与正交胶合木填充墙钢框架Pushover曲线对比 加载位移为63mm时，带填充墙框架单元的割线刚度 Fig.4 Pushover curve comparison of the bare steel frame and CLT 下降为17.8kN·mm,而纯钢框架割线刚度下降到 infill wall-steel frame 10.7kNmm;第三个加载环加载位移为94mm,填充 纯框架和正交胶合木填充墙的框架单元的滞回▣曲 墙结构的割线刚度为12.41kNmm',而纯框架的割 线对比如图5所示.两者相比，纯钢框架的滞回曲线 线刚度降为7.6kN·mm;在第四个加载环位移加载 展现了饱满的纺锤形，正交胶合木填充墙框架单元的 至126mm,填充墙结构的割线刚度下降为9.14kN· 滞回曲线在中点位置出现捏拢，这主要是由于连接中 mm,而纯框架为5.9kNmm:在第五个加载环加 的紧固件群塑性变形失去与周围媒介的部分接触[]， 载位移至157mm,对照图5，填充墙结构已经达到极 在紧固件与墙体之间形成孔隙，发生滑移，该种松弛行 限承载力，此时其割线刚度降为6.87kN·mm依然 为将导致捏拢现象和逐渐加剧的刚度退化的出现.正 高于纯框架割线刚度4.8kN·mm.通过以上比较
工程科学学报,第 39 卷,第 1 期 图 3 设计算例. (a)框架布置及截面;(b)正交胶合木填充墙与钢框架之间的连接与接触单元分布(单位: mm) Fig. 3 Design example: (a) steel frame layout and sections; (b) connection and contact element arrangement between the CLT infill wall and steel frame (unit: mm) 框架的抗侧能力,抗侧极限值由纯框架的 712 kN 变为 1200 kN,提高 70% . 在水平抗侧力 P < 800 kN 时,该填 充墙框架单元基本处于弹性阶段;当水平抗侧力达到 821 kN,位移达到 30 mm 时,部分金属连接件受拉开始 进入塑性阶段;工作缝的设置发挥了金属连接件在塑 性阶段的耗能和延性作用,继续为钢框架提供抗侧刚 度;之后墙体与框架接触产生刚化效应,进一步提高其 抗侧能力. 由于正交胶合木材料是强度和刚度较高的 韧性材料,当钢框架与填充墙接触挤压时,发生小范围 的压碎,不会像砌体填充墙那样一裂就坏. 当加载位 移至 150 mm 时,该结构达到了极限承载能力 1200 kN, 部分金属连接件已经退出工作,产生破坏. 图 4 纯钢框架与正交胶合木填充墙钢框架 Pushover 曲线对比 Fig. 4 Pushover curve comparison of the bare steel frame and CLT infill wall鄄鄄steel frame 纯框架和正交胶合木填充墙的框架单元的滞回曲 线对比如图 5 所示. 两者相比,纯钢框架的滞回曲线 展现了饱满的纺锤形,正交胶合木填充墙框架单元的 滞回曲线在中点位置出现捏拢,这主要是由于连接中 的紧固件群塑性变形失去与周围媒介的部分接触[12] , 在紧固件与墙体之间形成孔隙,发生滑移,该种松弛行 为将导致捏拢现象和逐渐加剧的刚度退化的出现. 正 交胶合木填充墙的抗侧承载力相比纯钢框架有较大提 高;在位移加载到 147 mm 时,滞回包络线有稍许降低, 此时外包钢框架处于塑性发展阶段,两者之间的个别 连接件因为变形较大而失效,从而导致整体骨架曲线 出现下降趋势. 图 5 纯钢框架与正交胶合木填充墙钢框架滞回曲线对比 Fig. 5 Hysteretic curve comparison of the bare steel frame and CLT infill wall鄄鄄steel frame 两种试件的割线刚度退化曲线如图 6 所示,由于 正交胶合木填充墙平面内的刚度较大,使得该体系在 初始割线阶段的刚度(26 kN·mm - 1 ) 比纯框架(16郾 4 kN·mm - 1 )有明显的加强,提高 58% . 在第二个加载环 加载位移为 63 mm 时,带填充墙框架单元的割线刚度 下降为 17郾 8 kN·mm - 1 ,而纯钢框架割线刚度下降到 10郾 7 kN·mm - 1 ;第三个加载环加载位移为 94 mm,填充 墙结构的割线刚度为 12郾 41 kN·mm - 1 ,而纯框架的割 线刚度降为 7郾 6 kN·mm - 1 ;在第四个加载环位移加载 至 126 mm,填充墙结构的割线刚度下降为 9郾 14 kN· mm - 1 ,而纯框架为 5郾 9 kN·mm - 1 ;在第五个加载环加 载位移至 157 mm,对照图 5,填充墙结构已经达到极 限承载力,此时其割线刚度降为 6郾 87 kN·mm - 1依然 高于纯框架割线刚度 4郾 8 kN·mm - 1 . 通过以上比较 ·158·
沈银澜等：正交胶合木填充墙-钢框架体系受力性能 ·159· 发现，填充墙加强了框架的抗侧刚度：在加载后期， 墙在提高结构抗侧刚度和承载力的同时，其耗能能力 由于加载位移的加大，金属连接件变形加大，捏拢现 也有所提高，大大改善传统填充墙延性和耗能能力严 象出现，紧固件在填充墙体中发生了摩擦滑移，使得 重劣化的不足 该结构的割线刚度退化：但在该结构达到峰值承载 表4正交胶合木填充墙钢框架和纯框架的滞回参数 力之前，其割线刚度始终要大于纯框架的割线刚度： Table 4 Hysteretic parameters of the CLT infill wall-steel frame and 且随着加载位移的加大，两试件的割线刚度差别逐 bare steel frame 渐缩小. 水平 耗散 循环次数 结构体系 30 位移/mm 能量/k』 25 ·一正交胶合木填充墙钢框架 纯钢框架 4.11 -纯钢框架 第一次循环加载 31.5 正交胶合木填充墙钢框架3.396 20 纯钢框架 51.88 15 第二次循环加载 63 正交胶合木填充墙钢框架66.465 10 纯钢框架 137.45 第三次循环加载 94.5 正交胶合木填充墙钢框架164.505 纯钢框架 233.86 第四次循环加载124.75 020406080100120140.160180 正交胶合木填充墙钢框架252.585 位移mm 纯钢框架 334.6 157.5 图6纯框架和正交胶合木填充墙结构刚度退化曲线对比 第五次循环加载 正交胶合木填充墙钢框架353.885 Fig.6 Secant stiffness degradation curve comparison of the bare steel 纯钢框架 761.9 frame and CLT infill wall-steel frame 总计 正交胶合木填充墙钢框架840.84 正交胶合木填充墙钢框架的滞回面积明显高于纯 框架滞回面积.表4列出五次循环中的耗散能量对 3.2墙体与框架协同工作性能分析 比.从表中可以得出：在第一次循环加载，正交胶合木 由于填充墙在钢框架中相当于刚体转动，金属连 填充墙耗散能量(3.392kJ)略小于纯框架耗散能量 接起到主要的变形和协调作用.在水平倾覆作用下， (4.11kJ);在第二次循环加载下，纯框架耗散能量为 正交胶合木填充墙发生转动对框架角点处发生接触挤 51.88kJ,正交胶合木填充墙耗散能量为66.465kJ:在 压，墙体角点附近的连接变形最大，框架节点在荷载增 第三次循环加载下，纯框架耗散能量为137.45kJ,正 加到一定程度也会出现塑性铰，因此设计算例的危险 交胶合木填充墙耗散能量为164.5kJ:在第三次到第 部位应在节点域出现.本节验算了在侧向推覆作用下 五次，正交胶合木填充墙耗散能量均高于纯框架耗散 此填充墙体系的六个重要节点域（图7）钢框架节点应 能量：五次循环中，正交胶合木填充墙总耗散能量为 力分布情况、连接以及接触情况，其中Nxx表示钢框架 840.84kJ,纯钢框架耗散能量为761.9kJ.该材料填充 节点标号，Sxx表示连接单元标号，Gxx表示接触单元 b d S1032 S1054 S1043 1042 (a G1031 C1053 G1596 66D S1597 N4 N31 AN53 N12 S1076 S1094 N22 N41 S1097 C1075 G1095 S1040 G104S1096 HHHHHHH (ej 1065 ) (日 G1064 G1117 G1137 G1615 S1615/ N117 S1118 S1136 N137 N64 N14 N23 N52 N63 G1052 G1074 s S1062 S1051 S1073 图7危险节点域.(a)节点域标号（单位：mm):(b)节点1详图：(c)节点2详图：(d)节点3详图：(e)节点4详图：(）节点5详图：(g)节 点6详图 Fig.7 Dangerous frame joint areas:(a)joint label (unit:mm);(b)details of Joint 1;(c)details of Joint 2;(d)details of Joint 3;(e)details of Joint 4;(f)details of Joint 5;(g)details of Joint 6
沈银澜等: 正交胶合木填充墙鄄鄄钢框架体系受力性能 发现,填充墙加强了框架的抗侧刚度;在加载后期, 由于加载位移的加大,金属连接件变形加大,捏拢现 象出现,紧固件在填充墙体中发生了摩擦滑移,使得 该结构的割线刚度退化;但在该结构达到峰值承载 力之前,其割线刚度始终要大于纯框架的割线刚度; 且随着加载位移的加大,两试件的割线刚度差别逐 渐缩小. 图 6 纯框架和正交胶合木填充墙结构刚度退化曲线对比 Fig. 6 Secant stiffness degradation curve comparison of the bare steel frame and CLT infill wall鄄鄄steel frame 图 7 危险节点域. (a)节点域标号(单位:mm);(b)节点 1 详图;(c)节点 2 详图;(d)节点 3 详图;(e)节点 4 详图;(f)节点 5 详图;( g)节 点 6 详图 Fig. 7 Dangerous frame joint areas: (a) joint label (unit: mm); (b) details of Joint 1; (c) details of Joint 2; (d) details of Joint 3; (e) details of Joint 4; (f) details of Joint 5; (g) details of Joint 6 正交胶合木填充墙钢框架的滞回面积明显高于纯 框架滞回面积. 表 4 列出五次循环中的耗散能量对 比. 从表中可以得出:在第一次循环加载,正交胶合木 填充墙耗散能量(3郾 392 kJ) 略小于纯框架耗散能量 (4郾 11 kJ);在第二次循环加载下,纯框架耗散能量为 51郾 88 kJ,正交胶合木填充墙耗散能量为 66郾 465 kJ;在 第三次循环加载下,纯框架耗散能量为 137郾 45 kJ,正 交胶合木填充墙耗散能量为 164郾 5 kJ;在第三次到第 五次,正交胶合木填充墙耗散能量均高于纯框架耗散 能量;五次循环中,正交胶合木填充墙总耗散能量为 840郾 84 kJ,纯钢框架耗散能量为 761郾 9 kJ. 该材料填充 墙在提高结构抗侧刚度和承载力的同时,其耗能能力 也有所提高,大大改善传统填充墙延性和耗能能力严 重劣化的不足. 表 4 正交胶合木填充墙钢框架和纯框架的滞回参数 Table 4 Hysteretic parameters of the CLT infill wall鄄鄄 steel frame and bare steel frame 循环次数 水平 位移/ mm 结构体系 耗散 能量/ kJ 第一次循环加载 31郾 5 纯钢框架 4郾 11 正交胶合木填充墙钢框架 3郾 396 第二次循环加载 63 纯钢框架 51郾 88 正交胶合木填充墙钢框架 66郾 465 第三次循环加载 94郾 5 纯钢框架 137郾 45 正交胶合木填充墙钢框架 164郾 505 第四次循环加载 124郾 75 纯钢框架 233郾 86 正交胶合木填充墙钢框架 252郾 585 第五次循环加载 157郾 5 纯钢框架 334郾 6 正交胶合木填充墙钢框架 353郾 885 总计 — 纯钢框架 761郾 9 正交胶合木填充墙钢框架 840郾 84 3郾 2 墙体与框架协同工作性能分析 由于填充墙在钢框架中相当于刚体转动,金属连 接起到主要的变形和协调作用. 在水平倾覆作用下, 正交胶合木填充墙发生转动对框架角点处发生接触挤 压,墙体角点附近的连接变形最大,框架节点在荷载增 加到一定程度也会出现塑性铰,因此设计算例的危险 部位应在节点域出现. 本节验算了在侧向推覆作用下 此填充墙体系的六个重要节点域(图 7)钢框架节点应 力分布情况、连接以及接触情况,其中 Nxx 表示钢框架 节点标号,Sxx 表示连接单元标号,Gxx 表示接触单元 ·159·
·160· 工程科学学报，第39卷，第1期 标号.侧向位移加载至5%的建筑高度即6300mm× 应变曲线.当加载位移至38mm时，开始进入塑性阶 5%Secant =315 mm. 段：当位移加载至315mm时，最大应力达到了254 (1)节点域1.参照图7(b)中节点域1的细部详 MPa,应变达到1.6%.而节点域1处填充墙并未与钢 图，图8(a)给出发生最大塑性应变的点N31的应力- 框架接触，也未产生挤压力，见图8(b) 0 60 (a -50 50 —G1031 40 -100 -G1075 30 -150 315mm 38 mm 20 -200 10 -250 0 -300 -10 -0.020 -0.015 -0.010 -0.005 0 50100150200250300350 应变 位移mm 60 40 20 S1032X --S1032Y 多 -20 -S1076X --S1076Y 40 -6005010150200250300350400 位移mm 图8节点域1处受力情况.(a)关键节点N31的应力-应变曲线：(b)接触单元荷载-加载位移曲线：（©）连接单元荷载-加载位移曲线 Fig.8 Load condition of Joint 1:(a)stress-strain curve of key Node 31;(b)contact force-loading displacement curves;(c)connection force- loading displacement curves 连接单元S1032和S1076位于底层柱角部位.由 触和挤压：随着加载位移增大至172mm时，挤压进入 图8(c)所示，随位移加载，连接单元S1032的X向受 塑性阶段，接触压力越来越大，进而发生填充墙角点的 力随之增加，当加载至50mm时，X向开始进人塑性阶 小范围压碎.而该处的墙角点G1095与梁端并没有接 段：当加载至137mm时，X向达到极限荷载，荷载曲线 触（见图9(b)). 开始下降：当位移加载至l50mm时，连接件破坏.其Y 由图9(c)所示，柱端的连接单元S1054的X向在 向荷载曲线也经历了先增加后下降的趋势，其荷载最 加载位移为133mm时达到极限荷载52kN;在加载位 大值为28kN,但是并未达到其极限荷载.由此可知， 移166mm时，达到失效.但是由于钉接节点以及金属 连接S1032是在X向首先被拉坏.连接单元S1076位 连接件的延性，下降段展现了高度非线性，并没有马上 于底层梁端部位，随着加载位移的增大，X向受力单调 破坏，而是经历很长的水平段.其Y向达到峰值为 增加，在加载位移至38mm时，开始进入塑性阶段；加 27.8kN,并没有发生破坏也没有达到其极限承载力 载位移达到170mm时，几乎接近极限荷载52kN,并保 梁端的连接单元S1094在X向基本维持在极限荷载水 持该种变形直到加载结束；Y向随着加载位移的增大， 平.其Y向经历弹性和弹塑性阶段，位移加载至318 受力单调增加，在达到加载位移150mm左右时，Y向 mm时达到最大荷载为43.8kN,但并没有达到其极限 荷载开始下降，始终没有达到其极限荷载 承载能力52kN.由此可见，底层处于梁端的连接并没 (2)节点域2.节点域2的细部详图见图7（©）. 有破坏 钢框架的最大应力应变点是N22处，当加载位移达到 (3)节点域3.参照细部详图7(d),节点域3处接 27mm时，该点进人塑性阶段；当加载位移至3l5mm 近柱端的节点(N42,N13,N41)应力应变处于弹性阶 时，应力达到263MPa,应变达到2.3%（见图9(a)). 段，而接近梁端节点(N96)应力较大，在位移加载至 柱端接触单元G1053在位移加载至112mm时，产 57.5mm进入塑性阶段，当位移加载至3l5mm时达到 生接触力，表明正交胶合木填充墙角点与柱端发生接 最大应力262MPa,应变达到0.625%（见图10(a))
工程科学学报,第 39 卷,第 1 期 标号. 侧向位移加载至 5% 的建筑高度即 6300 mm 伊 5% Secant = 315 mm. (1)节点域 1. 参照图 7( b)中节点域 1 的细部详 图,图 8(a)给出发生最大塑性应变的点 N31 的应力鄄鄄 应变曲线. 当加载位移至 38 mm 时,开始进入塑性阶 段;当位移加载至 315 mm 时,最大应力达到了 254 MPa,应变达到 1郾 6% . 而节点域 1 处填充墙并未与钢 框架接触,也未产生挤压力,见图 8(b). 图 8 节点域 1 处受力情况. (a)关键节点 N31 的应力鄄鄄应变曲线;(b)接触单元荷载鄄鄄加载位移曲线;(c)连接单元荷载鄄鄄加载位移曲线 Fig. 8 Load condition of Joint 1: (a) stress鄄鄄strain curve of key Node 31; (b) contact force鄄鄄loading displacement curves; ( c) connection force鄄鄄 loading displacement curves 连接单元 S1032 和 S1076 位于底层柱角部位. 由 图 8( c)所示,随位移加载,连接单元 S1032 的 X 向受 力随之增加,当加载至 50 mm 时,X 向开始进入塑性阶 段;当加载至 137 mm 时,X 向达到极限荷载,荷载曲线 开始下降;当位移加载至 150 mm 时,连接件破坏. 其 Y 向荷载曲线也经历了先增加后下降的趋势,其荷载最 大值为 28 kN,但是并未达到其极限荷载. 由此可知, 连接 S1032 是在 X 向首先被拉坏. 连接单元 S1076 位 于底层梁端部位,随着加载位移的增大,X 向受力单调 增加,在加载位移至 38 mm 时,开始进入塑性阶段;加 载位移达到 170 mm 时,几乎接近极限荷载 52 kN,并保 持该种变形直到加载结束;Y 向随着加载位移的增大, 受力单调增加,在达到加载位移 150 mm 左右时,Y 向 荷载开始下降,始终没有达到其极限荷载. (2)节点域 2. 节点域 2 的细部详图见图 7 ( c). 钢框架的最大应力应变点是 N22 处,当加载位移达到 27 mm 时,该点进入塑性阶段;当加载位移至 315 mm 时,应力达到 263 MPa,应变达到 2郾 3% (见图 9(a)). 柱端接触单元 G1053 在位移加载至 112 mm 时,产 生接触力,表明正交胶合木填充墙角点与柱端发生接 触和挤压;随着加载位移增大至 172 mm 时,挤压进入 塑性阶段,接触压力越来越大,进而发生填充墙角点的 小范围压碎. 而该处的墙角点 G1095 与梁端并没有接 触(见图 9(b)). 由图 9(c)所示,柱端的连接单元 S1054 的 X 向在 加载位移为 133 mm 时达到极限荷载 52 kN;在加载位 移 166 mm 时,达到失效. 但是由于钉接节点以及金属 连接件的延性,下降段展现了高度非线性,并没有马上 破坏,而是经历很长的水平段. 其 Y 向达到峰值为 27郾 8 kN, 并没有发生破坏也没有达到其极限承载力. 梁端的连接单元 S1094 在 X 向基本维持在极限荷载水 平. 其 Y 向经历弹性和弹塑性阶段,位移加载至 318 mm 时达到最大荷载为 43郾 8 kN,但并没有达到其极限 承载能力 52 kN. 由此可见,底层处于梁端的连接并没 有破坏. (3)节点域 3. 参照细部详图 7(d),节点域 3 处接 近柱端的节点(N42, N13, N41)应力应变处于弹性阶 段,而接近梁端节点(N96) 应力较大,在位移加载至 57郾 5 mm 进入塑性阶段,当位移加载至 315 mm 时达到 最大应力 262 MPa,应变达到 0郾 625% (见图 10(a)). ·160·
沈银澜等：正交胶合木填充墙-钢框架体系受力性能 ·161· 0 (a) 50 -50 0 -100 -G1053 —G1095 -150 315mm 27 mm 窗 200 分 -250 10 -300 -0.025-0.020 -0.015-0.010-0.005 0 50100150200250300350 应变 位移mm 60 (c) % --S1597y -S1040X S1097X --S1040Y ==51097Y 0 -S1043X --S1043Y -S1597X -20 40 6 0 50100150200250300350400 位移/mm 图9节点域2处受力情况.(a)关键节点N22的应力-应变曲线：(b)接触单元荷载-加载位移曲线：(c)连接单元荷载-加载位移曲线 Fig.9 Load condition of Joint 2:(a)stress-strain curve of key Node 22;(b)contact force-loading displacement curves;(c)connection force- loading displacement curves 正交胶合木填充墙角点与框架的接触情况如图 见图7(e)和图11(a).其填充墙角点与框架角点的接 10(b)所示，当推覆位移加载至100mm时，位于底层 触情况如图11(b)所示.当推覆位移加载至88mm 的正交胶合木墙板的左上角G1041与框架柱产生挤 时，位于底层填充墙板的右上角G1064与框架梁产生 压力，当位移173mm时角点处填充墙角点小范围压 属于弹性阶段，当荷载>150mm时荷载继续增加伴随 碎.而其他区域G1096、G1042和G1596并没有产生 角点处小范围压碎.而其他区域G1116、G1063和 接触. G1616并没有产生接触. 从图10(c)中看出，加载位移至50mm时，节点域 连接单元的受力情况如图11(c)所示.位于中层 3处的位于中层柱角部位连接单元S1040在X向开始 柱角梁端部位连接单元S1615,当位移加载至25mm 进入塑性阶段，受力增加至极限荷载(52kN),能力曲时，在X向首先进入塑性阶段：当位移加载至150mm 线开始下降，当位移加载至150mm时连接失效，由于 时，连接在X向达到极限承载力继而发生破坏：连接 钉接节点的冗余性和良好的延性使得连接在下降段的 S1115的X向在位移加载至33mm时，进入塑性，当位 承载力并没有迅速下降：其Y向经历了弹性和弹塑性 移加载至173mm时，达到极限承载力，继续加载发生 阶段，但并没有达到其极限承载能力(52kN).位于中 拉坏.两者Y向并没有达到极限承载能力.节点域4 层柱角的另一连接S1043在位移加载至47mm,X向进 位于柱端部位连接S1062和S1065也在X向位移加载 入塑性阶段：当加载位移达到116mm时，达到其极限 40~50mm之间开始进入塑性阶段，在115~125mm 承载力52kN:当位移加载至147mm时，连接X向失 之间达到极限承载力，继而发生X向拉坏. 效，而Y向并未到达其极限承载力.位于中层梁端的 (5)节点域5.参照节点详图7()，节点域5处钢 连接单元S1597和S1097均是在X向发生破坏，S1097 框架的应力应变最大点为N14,在位移加载至68.6mm (25mm)优先于S1597(30mm)进入塑性，其达到极限 时开始进入塑性阶段：当加载至最大位移时，应力达到 承载力S1097(233mm)稍迟于S1597(200mm):两者 了244MPa(见图12(a) 在Y向进入了塑性阶段，但并未达到极限承载能力. 节点域5区域内墙角点与框架接触情况见图12 (4)节点域4.节点域4处钢框架节点均处于弹 (b).当位移加载至93mm时，位于第二层的正交胶合 性阶段，最大应力应变点N64(应力为216MPa),参 木墙板的左上角G1052与框架柱产生接触挤压，当位
沈银澜等: 正交胶合木填充墙鄄鄄钢框架体系受力性能 图 9 节点域 2 处受力情况 郾 (a)关键节点 N22 的应力鄄鄄应变曲线;(b)接触单元荷载鄄鄄加载位移曲线;(c)连接单元荷载鄄鄄加载位移曲线 Fig. 9 Load condition of Joint 2: (a) stress鄄鄄strain curve of key Node 22; (b) contact force鄄鄄loading displacement curves; ( c) connection force鄄鄄 loading displacement curves 正交胶合木填充墙角点与框架的接触情况如图 10(b)所示,当推覆位移加载至 100 mm 时,位于底层 的正交胶合木墙板的左上角 G1041 与框架柱产生挤 压力,当位移 173 mm 时角点处填充墙角点小范围压 碎. 而其他区域 G1096、G1042 和 G1596 并没有产生 接触. 从图 10(c)中看出,加载位移至 50 mm 时,节点域 3 处的位于中层柱角部位连接单元 S1040 在 X 向开始 进入塑性阶段,受力增加至极限荷载(52 kN),能力曲 线开始下降,当位移加载至 150 mm 时连接失效,由于 钉接节点的冗余性和良好的延性使得连接在下降段的 承载力并没有迅速下降;其 Y 向经历了弹性和弹塑性 阶段,但并没有达到其极限承载能力(52 kN). 位于中 层柱角的另一连接 S1043 在位移加载至 47 mm,X 向进 入塑性阶段;当加载位移达到 116 mm 时,达到其极限 承载力 52 kN;当位移加载至 147 mm 时,连接 X 向失 效,而 Y 向并未到达其极限承载力. 位于中层梁端的 连接单元 S1597 和 S1097 均是在 X 向发生破坏,S1097 (25 mm)优先于 S1597 (30 mm)进入塑性,其达到极限 承载力 S1097 (233 mm)稍迟于 S1597 (200 mm);两者 在 Y 向进入了塑性阶段,但并未达到极限承载能力. (4)节点域 4. 节点域 4 处钢框架节点均处于弹 性阶段,最大应力应变点 N64 (应力为 216 MPa), 参 见图 7(e)和图 11(a). 其填充墙角点与框架角点的接 触情况如图 11 ( b) 所示. 当推覆位移加载至 88 mm 时,位于底层填充墙板的右上角 G1064 与框架梁产生 接触挤压,当位移 150 mm 时荷载继续增加伴随 角点处小范围压碎. 而 其 他 区 域 G1116、 G1063 和 G1616 并没有产生接触. 连接单元的受力情况如图 11( c)所示. 位于中层 柱角梁端部位连接单元 S1615,当位移加载至 25 mm 时,在 X 向首先进入塑性阶段;当位移加载至 150 mm 时,连接在 X 向达到极限承载力继而发生破坏;连接 S1115 的 X 向在位移加载至 33 mm 时,进入塑性,当位 移加载至 173 mm 时,达到极限承载力,继续加载发生 拉坏. 两者 Y 向并没有达到极限承载能力. 节点域 4 位于柱端部位连接 S1062 和 S1065 也在 X 向位移加载 40 ~ 50 mm 之间开始进入塑性阶段,在 115 ~ 125 mm 之间达到极限承载力,继而发生 X 向拉坏. (5)节点域 5. 参照节点详图 7(f),节点域 5 处钢 框架的应力应变最大点为 N14,在位移加载至 68郾 6 mm 时开始进入塑性阶段;当加载至最大位移时,应力达到 了 244 MPa (见图 12(a)). 节点域 5 区域内墙角点与框架接触情况见图 12 (b). 当位移加载至 93 mm 时,位于第二层的正交胶合 木墙板的左上角 G1052 与框架柱产生接触挤压,当位 ·161·
·162· 工程科学学报，第39卷，第1期 300 60 250 一G1041 200 40 一G1096 =1042 -G1596 楼 150 57.5mm 315mm 304 桓 100 20 10 0 0.0020.0040.0060.0080.010 50100150200250300350 应变 位移fmm 60 (c) 0 。一= -S1597Y 20 一S1040X -597 --14D} --S1097Y -s043 --S1043Y -S1597X -20 -40 -60- 050100150200250300350400 位移mm 图10节点域3处受力情况.(a)关键节点N96的应力-应变曲线；(b)接触单元荷载-加载位移曲线：（©）连接单元荷载-加载位移曲线 Fig.10 Load condition of Joint 3:(a)stress-strain curve of key Node 96;(b)contact force-loading displacement curves;(c)connection force -loading displacement curves 移150mm时荷载载-位移曲线发现：当加载位移加载至27mm时，钢框 继续增加伴随角点处的小范围压碎.而其他区域架节点域2处首先出现塑性变形杆件，同时节点域3 G1117并没有产生接触. 和6处的连接在X向上开始进入塑性变形，因此在设 由图12(c)可知：二层梁端的连接单元S1118的X 计框架时宜在底层柱端进行补强，避免该处过早发生 向，在加载位移至25mm时进入塑性阶段，继续加载至 塑性变形.底层梁端应力应变较小，仍处于弹性阶段. 300mm时完全破坏：连接柱端的连接单元S1051的X 墙体与钢框架之间的接触作用开始于加载位移至88 向在位移加载至44mm时开始进入塑性，当位移加载 mm时，墙板与钢框架之间的刚化效应进一步提高了 至117mm时达到极限承载力，继而发生失效，而其Y 该结构的极限承载能力，当位移加载至117mm时节点 向荷载始终处于较小值范围. 域5处的连接达到极限承载力，继而发生失效，大部分 (6)节点域6.参照详图7(g),节点域6的钢框架 连接失效发生在加载位移150mm左右，因此整体结构 在加载结束后柱角的这三点已全部进人塑性阶段，其 的荷载能力曲线在150mm之后开始出现下降趋势. 中应力应变最大点为N74,当位移加载至52mm时截 由此可见，缝隙的存在一定程度上降低了结构的抗侧 面开始进入塑性，继续加载至315mm结束时应力达到 刚度，但是也延缓了正交胶合木填充墙体与框架之间 237MPa(见图13(a)).节点域6区域内填充墙角点 的接触，减缓了墙体的开裂，更大程度上发挥了金属连 与框架角点无接触（见图13(b).金属连接件受力如 接件的耗能和变形能力，之后墙板参与，有效减小了钢 图13(c)所示，位于二层梁端部位的连接单元S1136, 框架的侧移 在加载位移至26mm时X向首先进人塑性，继续加载 4连接个数的影响（单层单跨） 至150mm时连接X向达到极限承载力，继而X向首先 破坏.连接单元S1073位于二层柱端位置，当位移加 墙体与钢框架之间的连接个数影响该结构体系的 载至47mm时X向首先进入塑性阶段，继续加载达到 抗侧能力.本节设置了单层单跨（跨度为5400mm,高 117mm时X向达到极限承载能力，继而发生破坏. 度为3600mm)下不同连接个数的三个算例进行比较 综上分析，该二层结构的失效模式是X向连接破 分析.连接平均间距D=900mm的试件为试件A:连 坏.参照以上各节点域的作用响应和图4 Pushover荷 接平均间距为1800mm时的结构定义为试件B:梁的
工程科学学报,第 39 卷,第 1 期 图 10 节点域 3 处受力情况. (a)关键节点 N96 的应力鄄鄄应变曲线;(b)接触单元荷载鄄鄄加载位移曲线;(c)连接单元荷载鄄鄄加载位移曲线 Fig. 10 Load condition of Joint 3: (a) stress鄄鄄strain curve of key Node 96; (b) contact force鄄鄄loading displacement curves; (c) connection force鄄 鄄loading displacement curves 移 150 mm 时荷载 继续增加伴随角点处的小范围压碎. 而其他区域 G1117 并没有产生接触. 由图12(c)可知:二层梁端的连接单元 S1118 的 X 向,在加载位移至 25 mm 时进入塑性阶段,继续加载至 300 mm 时完全破坏;连接柱端的连接单元 S1051 的 X 向在位移加载至 44 mm 时开始进入塑性,当位移加载 至 117 mm 时达到极限承载力,继而发生失效,而其 Y 向荷载始终处于较小值范围. (6)节点域 6. 参照详图 7(g),节点域 6 的钢框架 在加载结束后柱角的这三点已全部进入塑性阶段,其 中应力应变最大点为 N74,当位移加载至 52 mm 时截 面开始进入塑性,继续加载至 315 mm 结束时应力达到 237 MPa (见图 13( a)). 节点域 6 区域内填充墙角点 与框架角点无接触(见图 13(b)). 金属连接件受力如 图 13(c)所示,位于二层梁端部位的连接单元 S1136, 在加载位移至 26 mm 时 X 向首先进入塑性,继续加载 至 150 mm 时连接 X 向达到极限承载力,继而 X 向首先 破坏. 连接单元 S1073 位于二层柱端位置,当位移加 载至 47 mm 时 X 向首先进入塑性阶段,继续加载达到 117 mm 时 X 向达到极限承载能力,继而发生破坏. 综上分析,该二层结构的失效模式是 X 向连接破 坏. 参照以上各节点域的作用响应和图 4 Pushover 荷 载鄄鄄位移曲线发现:当加载位移加载至 27 mm 时,钢框 架节点域 2 处首先出现塑性变形杆件,同时节点域 3 和 6 处的连接在 X 向上开始进入塑性变形,因此在设 计框架时宜在底层柱端进行补强,避免该处过早发生 塑性变形. 底层梁端应力应变较小,仍处于弹性阶段. 墙体与钢框架之间的接触作用开始于加载位移至 88 mm 时,墙板与钢框架之间的刚化效应进一步提高了 该结构的极限承载能力,当位移加载至 117 mm 时节点 域 5 处的连接达到极限承载力,继而发生失效,大部分 连接失效发生在加载位移 150 mm 左右,因此整体结构 的荷载能力曲线在 150 mm 之后开始出现下降趋势. 由此可见,缝隙的存在一定程度上降低了结构的抗侧 刚度,但是也延缓了正交胶合木填充墙体与框架之间 的接触,减缓了墙体的开裂,更大程度上发挥了金属连 接件的耗能和变形能力,之后墙板参与,有效减小了钢 框架的侧移. 4 连接个数的影响(单层单跨) 墙体与钢框架之间的连接个数影响该结构体系的 抗侧能力. 本节设置了单层单跨(跨度为 5400 mm,高 度为 3600 mm)下不同连接个数的三个算例进行比较 分析. 连接平均间距 D = 900 mm 的试件为试件 A;连 接平均间距为 1800 mm 时的结构定义为试件 B;梁的 ·162·
沈银澜等：正交胶合木填充墙-钢框架体系受力性能 ·163· 60 b 50 -G1064 -50 -G1116 40 G1063 G1616 -100 30 -150 20 10 -200 0 -250 .0012 -0.0009 -0.0006 -0.0003 -100 50100150200250300350 应变 位移/mm (c) 40 20 -S1615X --S1615Y --S1062Y -S1115X —S1065X 0 --S1065Y --S1115Y 20 -S1062r 40 -600 50100150200250300350400 位移lmm 图11节点域4处受力情况.(a)关键节点N64的应力-应变曲线：(b)接触单元荷载-加载位移曲线；（©）连接单元荷载-加载位移曲线 Fig.11 Load condition of Joint 4:(a)stress-strain curve of key Node 64;(b)contact force-loading displacement curves;(c)connection force-load- ing displacement curves 0 60 50k —G1052 % —G1117 -100 315mm 68.6mm -150 20 -200 10 -250 0 -308010-008 -0.006-0.004-0.002 -100 50100150.200250300350 应变 位移/mm 60 40 -S1118N 20 --s1118Y -S1051X 0 --S1051Y -20 -40 -60050100150200250300350400 位移/mm 图12节点域5处受力情况：(a)关键节点14的应力-应变曲线：(b)接触单元荷载-加载位移曲线：（©）连接单元荷载-加载位移曲线 Fig.12 Load condition of Joint5:(a)stress-strain curve of key Node 14;(b)contact force-loading displacement curves;(c)connection force-load- ing displacement curves 连接平均间距为540mm,柱的连接平均间距为600mm 时的试件定义为试件C.如图14所示
沈银澜等: 正交胶合木填充墙鄄鄄钢框架体系受力性能 图 11 节点域 4 处受力情况. (a)关键节点 N64 的应力鄄鄄应变曲线;(b)接触单元荷载鄄鄄加载位移曲线;(c)连接单元荷载鄄鄄加载位移曲线 Fig. 11 Load condition of Joint 4: (a) stress鄄鄄strain curve of key Node 64; (b) contact force鄄鄄loading displacement curves; (c) connection force鄄鄄load鄄 ing displacement curves 图 12 节点域 5 处受力情况:(a)关键节点 N14 的应力鄄鄄应变曲线;(b)接触单元荷载鄄鄄加载位移曲线;(c)连接单元荷载鄄鄄加载位移曲线 Fig. 12 Load condition of Joint 5: (a) stress鄄鄄strain curve of key Node 14; (b) contact force鄄鄄loading displacement curves; (c) connection force鄄鄄load鄄 ing displacement curves 连接平均间距为 540 mm,柱的连接平均间距为 600 mm 时的试件定义为试件 C. 如图 14 所示. ·163·
·164· 工程科学学报，第39卷，第1期 60 (b) -50 50 -G1137 -G1074 -100 315mm 52 mm 30 -150 20 -200 10 -250 0 -30 0.020 -0.015 -0.010 -0.005 -10050100150200250300350 应变 位移mm 60 c 40 20 S1136X --S1136Y 0 -S1073X --S1073y -20 -40 600 50100150200250300350400 位移/mm 图13节点域6处受力情况.(a)关键节点N74的应力-应变曲线：(b)接触单元荷载-加载位移曲线：(c)连接单元荷载-加载位移曲线 Fig.13 Load condition of Joint 6:(a)stress-strain curve of key Node 74;(b)contact force-loading displacement curves;(c)connection force-load- ing displacement curves 540 1800 .900 (b) c 5400 5400 5400 图14正交胶合木填充墙连接布置算例.(a)试件A:(b)试件B:(c)试件C(单位：mm) Fig.14 CLT infill wall-steel frame examples for different connection arrangements:(a)Specimen A;(b)Specimen B;(c)Specimen C(unit: mm) 三种正交胶合木填充框架构件在0.4N,的轴向力 1200 下的荷载-位移能力曲线见图15.由图中得到，间距 、 1000 D=1800mm时的构件B的极限承载力为804kN:间距 D=900mm时的构件A的极限承载力为1040kN:间距 800 D=6O0mm时的构件C的极限承载能力达到了最高 600 1137kN:三种构件对应的极限承载力的位移基本相 400 一试件A(G连接间距D=900mm 同.从抗侧刚度方面，连接间距D=600~900mm时的 -…试件B(连接间距D=1800mm) 初始抗侧刚度高于连接间距D=1800mm的构件.连 200 --试件C(连接间距D=600mm) 接间距D=600~900mm对结构的初始抗侧刚度影响 40 80120 160200 不大，但是间距越小其抗侧承载力越高.通过以上分 位移mm 析，正交胶合木填充墙钢框架结构可以通过调整连接 图15不同连接间距的正交胶合木填充墙构件荷载-位移曲线 数量忽然连接间距设计出具有多种刚度和耗能能力的 Fig.15 Pushover curves of CLT infill wall-steel frame for different 框架单元，从而满足不同条件下对结构刚度的设计 connection distance
工程科学学报,第 39 卷,第 1 期 图 13 节点域 6 处受力情况. (a)关键节点 N74 的应力鄄鄄应变曲线;(b)接触单元荷载鄄鄄加载位移曲线;(c)连接单元荷载鄄鄄加载位移曲线 Fig. 13 Load condition of Joint 6: (a) stress鄄鄄strain curve of key Node 74; (b) contact force鄄鄄loading displacement curves; (c) connection force鄄鄄load鄄 ing displacement curves 图 14 正交胶合木填充墙连接布置算例. (a)试件 A;(b)试件 B;(c)试件 C (单位:mm) Fig. 14 CLT infill wall鄄鄄steel frame examples for different connection arrangements: (a) Specimen A; (b) Specimen B; (c) Specimen C ( unit: mm) 三种正交胶合木填充框架构件在 0郾 4Ny的轴向力 下的荷载鄄鄄位移能力曲线见图 15. 由图中得到,间距 D = 1800 mm 时的构件 B 的极限承载力为 804 kN;间距 D = 900 mm 时的构件 A 的极限承载力为 1040 kN;间距 D = 600 mm 时的构件 C 的极限承载能力达到了最高 1137 kN;三种构件对应的极限承载力的位移基本相 同. 从抗侧刚度方面,连接间距 D = 600 ~ 900 mm 时的 初始抗侧刚度高于连接间距 D = 1800 mm 的构件. 连 接间距 D = 600 ~ 900 mm 对结构的初始抗侧刚度影响 不大,但是间距越小其抗侧承载力越高. 通过以上分 析,正交胶合木填充墙钢框架结构可以通过调整连接 数量忽然连接间距设计出具有多种刚度和耗能能力的 框架单元,从而满足不同条件下对结构刚度的设计 图 15 不同连接间距的正交胶合木填充墙构件荷载鄄鄄位移曲线 Fig. 15 Pushover curves of CLT infill wall鄄鄄steel frame for different connection distance ·164·
