钢筋混凝土(RC)框架结构广泛应用于多、高层建筑结构中。然而，历次强震震害表明，一些 RC框架结构产生严重破坏甚至倒塌[1―2]。有鉴于此，一些国内学者将耗能支撑用于加固 RC框架结构[3]或提高框架-剪力墙结构的抗震能力[4]，并通过试验研究，证明其有效性；我国建筑抗震设计规范[5]也给出了钢支撑-混凝土框架结构的抗震设计方法。在RC框架结构中设置耗能支撑或钢支撑，虽能有效地提高其抗震性能，减轻地震灾害，但这种支撑成本相对较高，在有些情况下影响建筑使用功能。
高性能纤维增强混凝土(HPFRC)是一种高韧性材料，具有受拉应变硬化和多裂缝开展特性，具有很大的吸收能量的能力，可以显著改善混凝土结构的抗震性能和抗剪性能，可用于抗震结构、抗冲击结构、结构裂缝控制和耐损伤工程结构等[6]。Olsen等[7]对采用 HPFRC制作的填充墙板进行了拟静力试验研究，结果表明，与相同尺寸、材料强度及配筋构造的RC填充墙板相比，HPFRC填充墙板为弯曲破坏，在侧移角为 2%时，其耗能值平均增加了50%。Fukuyama等[8]对由HPFRC制作的阻尼器进行了试验研究，结果表明，HPFRC阻尼器的平均剪应力大于 6N/mm2，有效地防止了剪切破坏；侧移角超过10%，具有很好的变形和耗能能力。Lignos等[9]采用 HPFRC材料填充墙板对两层三跨抗弯钢框架进行补强，并对其进行了拟静力试验研究，结果表明，此法明显地减小了原框架结构的最大侧移角和残余变形。党争、王英俊、梁兴文等[10－12]分别对RC剪力墙的底部、节点核心区和梁柱端以及RC柱的下端用HPFRC进行局部增强，并对这种新型抗震构件进行了拟静力试验，结果表明：用HPFRC局部增强的RC剪力墙、梁柱节点和RC柱的承载力、变形和耗能能力以及抗损伤能力明显提升。
用HPFRC制作的耗能构件，其成本比钢耗能构件低很多；能提供比钢耗能构件更大的强度和刚度，尤其是能抵抗轴力，减小竖向构件(柱、墙)的轴压比；HPFRC耗能构件可以预制，再根据需要安装在结构的适当部位；不需要采用斜杆，直接采用柱或墙构件，与原结构竖向构件平行放置，便于空间利用；HPFRC耗能构件在结构主体施工结束后安装，仅承受水平荷载及水平荷载产生的轴力，其变形和耗能能力很好。鉴于HPFRC耗能构件的上述优点，本文将HPFRC耗能墙装配于RC框架结构中，形成RC框架-HPFRC耗能墙新型抗震结构，并对其进行拟静力试验，研究其破坏机理、变形和耗能性能等。
1 试验概况
1.1 试件设计与制作
按1∶2缩尺比例设计制作了2个单层、单跨RC框架内装配HPFRC耗能墙试件，试件编号依次为FW-1、FW-2，分别装配1片、2片HPFRC耗能墙，如图1所示。2个试件的RC框架的几何尺寸、材料强度、截面配筋等均相同；耗能墙截面尺寸均为 110 mm×600 mm，净高度为 1500 mm；水平加载点位于加载梁的中心。耗能墙与框架梁采用高强螺栓(10.9级，M24)连接，根据高强螺栓的施工扭矩值，用扭矩扳手进行拧紧，其连接构造见图 2。普通混凝土和HPFRC均按C40配制。HPFRC材料的配合比为：水泥∶粉煤灰∶砂∶水∶纤维∶减水剂=1∶1∶0.72∶0.58∶0.043∶0.03。其中，水泥选用P.O 42.5R普通硅酸盐水泥；粉煤灰选用Ⅰ级粉煤灰；砂子选用石英砂；减水剂为萘系高效减水剂。纤维选用聚乙烯醇(PVA)短纤维，PVA纤维体积掺量为2%，各项性能指标如表1所示。
图1 试件尺寸及配筋图
Fig.1 Dimensions of specimen and arrangement of reinforcements
图2 耗能墙与框架梁连接构造
Fig.2 Connection details between energy dissipation wall and beam
表1 PVA纤维各项性能指标
Table 1 Performance indicators of PVA fibers
1.2 材料性能
RC框架梁、柱及HPFRC耗能墙边缘构件内的纵筋均采用HRB400级钢筋，梁、柱箍筋及HPFRC耗能墙竖向及水平分布钢筋均采用 HPB300级钢筋。钢筋的力学性能见表 2。普通混凝土采用150 mm×150 mm×150 mm 的 立 方 体 试 块 及150 mm×150 mm×300 mm的棱柱体试件，实测立方体抗压强度平均值为 58.15 MPa，轴心抗压强度平均值为44.40 MPa。HPFRC采用100 mm×100 mm×100 mm 的立方体试块[13]，实测立方体抗压强度平均值为 59.94 MPa。测定了一组(3个)HPFRC单轴拉伸试件，测定标距 150 mm，测得的单轴拉伸应力-应变曲线有明显应变硬化现象，如图3所示。
表2 钢筋的力学性能
Table 2 The mechanical properties of reinforcement
图3 HPFRC材料的单轴拉伸应力-应变曲线
Fig.3 Tensile stress-strain curves of HPFRC
1.3 加载装置与加载制度
试验在西安建筑科技大学结构与抗震教育部重点实验室进行，拟静力试验加载装置如图4所示。竖向荷载由2个1000 kN油压千斤顶施加；水平往复荷载由美国MTS公司1000 kN液压伺服作动器施加，规定作动器加载推向为正，拉向为负。
底梁通过地锚螺栓和压梁固定在刚性试验台座上。试验时，首先通过油压千斤顶将竖向荷载施加到两个柱顶，达到预定轴压力(450 kN)时，通过荷载稳压装置保持竖向荷载恒定；然后施加水平往复荷载。水平荷载采取荷载-位移混合控制。在试件屈服前，采用荷载控制，根据估算的峰值荷载值确定试件每一级荷载值，每级荷载循环1次，直至试件屈服。试件屈服后，采用位移控制加载，按屈服位移的整数倍加载，每一级位移循环3次，直至试件破坏或荷载下降至最大荷载的75%为止。
图4 试验加载装置
Fig.4 Test setup
1.4 测试内容与方法
主要测试内容有：柱顶水平位移、1/2层高处的水平位移、柱脚两侧的竖向位移以及梁、柱、耗能墙纵筋与箍筋的钢筋应变。
在底梁端部安装百分表 1，以测试试件的整体水平滑移；在顶梁非加载一侧布置位移计 2，用于测试结构整体水平位移；在两框架柱1/2高度处分别安装一个位移计(位移计3、位移计4)，测试该处的水平位移；在框架柱的柱脚两边各布置一个竖向位移计(位移计 5～位移计 8)，用以测试柱对应点处的竖向位移。位移计布置如图5所示。
图5 位移计布置图
Fig.5 Displacement measuring point arrangement
在框架梁两端支座截面的纵向受力钢筋上布置2个应变片，跨中布置1个应变片；在梁端4根箍筋上各布置1个应变片。在柱下端截面纵向受力钢筋上各布置1个应变片，柱端4根箍筋在三个外侧面分别布置应变片。HPFRC耗能墙下端的暗柱纵筋与竖向分布钢筋各布置1个应变片，水平分布筋的应变片位置从正(反)面左下角成 45°向右上角布置，每个面有6根水平分布钢筋布置应变片。从耗能墙底部向上的4根暗柱箍筋在正面和侧面分别布置1个应变片。
2 试验现象
为便于说明，以“+”表示水平推力，“-”表示水平拉力。
1) 加载至初始裂缝出现。对于试件FW-1，当水平荷载达到-120 kN(相应的侧移角θ=1/1987)时，RC框架右柱外侧面出现细微的水平裂缝；水平荷载达到+160 kN(θ=1/1115)时，RC框架左柱外侧面出现水平裂缝，框架梁左端底面出现横向裂缝。对于试件 FW-2，当水平荷载达到+150 kN(θ=1/1512)时，RC框架左柱外侧面出现细微的水平裂缝；水平荷载达到-150 kN(θ=1/1722)时，RC框架右柱外侧面出现水平裂缝。耗能墙未见明显裂缝。
2) 加载至试件屈服。当试件FW-1的水平荷载达 到 +364.56 kN(θ=1/111)及 -378.06 kN(θ=1/161)、试件 FW-2的水平荷载达到+500.00 kN(θ=1/129)及-495.15 kN(θ=1/140)时，试件的顶点水平荷载-位移曲线明显偏离直线，同时框架柱的纵筋应力达到其屈服强度。此时框架梁、柱的裂缝数量增多，裂缝宽度增大；框架柱下端裂缝宽度较大；两个试件的耗能墙均未见明显可见裂缝。
3) 加载至试件达到峰值荷载。试件屈服后，改为位移控制加载，按屈服位移Δy的整数倍加载。试件FW-1加载至水平位移达到4Δy(θ=1/35)，相应的水平荷载为+561.73 kN，以及-4Δy(θ=1/37)，相应的水平荷载为-640.52 kN时，试件FW-1达到峰值荷载。试件FW-2加载至峰值荷载时的水平位移和荷载分别为：4Δy(θ=1/32)、+802.48 kN，以及-4 Δy(θ=1/37)、-860.04 kN。试件达到峰值荷载时，框架柱下端混凝土保护层压酥，局部剥落；框架梁两端的竖向裂缝宽度增大；耗能墙出现较多的细微水平及斜裂缝，耗能墙与框架梁及底梁连接处出现竖向滑移。两个试件在峰值荷载时的损伤形态见图 6。
4) 加载至试件破坏。对于试件FW-1(图7(a))，RC框架右柱下端出现塑性铰，塑性铰长度300 mm，混凝土保护层剥落、局部压碎，纵筋压屈；右柱上端400 mm范围内出现斜裂缝，150 mm范围内形成塑性铰。RC框架左柱下端出现塑性铰，塑性铰长度 250 mm，混凝土保护层剥落、局部压碎，纵筋压屈，产生严重破坏；左柱上端150 mm范围内形成塑性铰。RC框架梁左端出现竖向裂缝，右端(耗能墙边缘)出现较宽的竖向裂缝。耗能墙出现较多细密斜裂缝，耗能墙与框架连接处出现明显滑移；耗能墙上端两侧产生约 45°的斜裂缝，斜裂缝水平投影长度约150 mm，系由梁传递剪力所致，如图7(c)所示。
对于试件FW-2(图7(b))，RC框架左柱下端出现塑性铰，塑性铰长度 300 mm，裂缝分布范围700 mm，混凝土保护层剥落、局部压碎，纵筋压屈，产生约 60°的斜裂缝；左柱上端裂缝分布范围550 mm，200 mm范围内形成塑性铰。RC框架右柱下端裂缝分布范围为 750 mm，塑性铰长度300 mm，混凝土保护层剥落、局部压碎，纵筋压屈；右柱上端裂缝分布范围500 mm，200 mm范围内形成塑性铰。框架梁左、右梁端下部均有压碎区，相应位置的梁上部无压碎区。耗能墙出现较多细密斜裂缝，耗能墙与框架梁连接处出现明显滑移；左侧耗能墙(图7(d))上端两侧产生约45°的斜裂缝，斜裂缝水平投影长度约100 mm，系由梁传递剪力所致；耗能墙下端有滑移；右侧耗能墙(图 7(e))上端的右侧局部有起皮现象，下端两侧局部均有起皮现象。
两个试件均加载至水平荷载降到 75%峰值荷载以后，停止继续加载。此时整体结构仍能继续承受水平荷载，尚未丧失水平承载力。
图6 加载至峰值荷载时的损伤状态
Fig.6 Damage models of specimens at peak load
图7 试件最终破坏形态
Fig.7 Final failure modes of specimens
由上述可见：
1) 2个试件在加载至整体屈服及以前的受力阶段，耗能墙未出现肉眼可见裂缝。这是由于耗能墙与框架梁通过螺栓连接，连接件与耗能墙连接处有缝隙，故在RC框架屈服前，由框架梁传给耗能墙的水平力较小；框架屈服至结构破坏，结构处于大变形阶段，主要由耗能墙承受水平荷载。
2) 2个试件在加载至峰值荷载时，仅框架柱下端局部混凝土压酥、剥落，其余部位混凝土开裂；耗能墙出现较多细密裂缝；结构整体为中度损伤；此时2个试件的层间侧移角分别为1/35和1/32，约相当于罕遇地震作用下RC框架结构的层间侧移角平均值[5]。这表明，RC框架-HPFRC耗能墙结构能实现“大震可修”的抗震设防目标。
3) 加载结束后，耗能墙仅上、下端连接处出现滑移现象，有局部损伤，墙体本身出现细密裂缝，尚未达到其压弯承载力，故整体结构尚具有较高的残余承载力。
4) 试件FW-1与FW-2相比，试件FW-2框架柱损伤程度相对较轻。
3 试验结果与分析
3.1 滞回曲线和骨架曲线
图8和图9分别是2个试件的荷载-位移滞回曲线和骨架曲线。由图可见：1) 2个试件的水平荷载-位移滞回曲线均呈弓形，滞回环较饱满，捏缩程度基本一致；2) 过峰值荷载点后，随着位移幅值增大，试件FW-1的水平荷载下降比试件FW-2相对缓慢；3) 试件FW-1的变形能力略大于试件FW-2；试件FW-2的上升段刚度大于试件FW-1。
图8 荷载-位移滞回曲线
Fig.8 Load-displacement hysteretic loops
图9 荷载-位移骨架曲线
Fig.9 Load-displacement skeleton curves
3.2 承载力及变形
表3给出了2个试件在开裂点、屈服点、峰值点、极限点和失效点的荷载值、位移值和位移角值。其中开裂点的荷载和位移值取加载过程中出现明显裂缝时对应的前一级荷载、位移值；对于屈服点，根据试验过程中监测框架梁、柱纵筋应变是否达到其屈服应变以及荷载-位移曲线是否出现拐点等综合确定，Py和yΔ表示与屈服点相应的荷载和位移值；极限点和失效点分别取0.85和0.75的峰值荷载对应的荷载和位移值[14]。
表3 试件骨架曲线主要特征点的荷载和位移
Table 3 Load and displacement at main characteristic points
由表3可见：
1) 对于开裂荷载点，试件FW-1和试件FW-2正、反向开裂荷载平均值分别为 80.44 kN和148.83 kN，开裂侧移角平均值分别为 1/1428和1/1610。表明设置耗能墙增大了这种结构的开裂荷载值，减小了开裂位移值。
2) 对于屈服荷载点，试件FW-1和试件FW-2正、反向屈服荷载平均值分别为 371.31 kN和497.58 kN，表明耗能墙增大了结构的屈服荷载值。
3) 对于峰值荷载点，试件FW-2与试件FW-1正、反向峰值荷载平均差值为 230.13 kN，表明耗能墙增大了结构的水平承载力。
4) 对试件FW-1和FW-2，屈服荷载点侧移角平均值分别为1/131和1/134；峰值荷载点侧移角平均值分别为1/36和1/34；极限荷载点侧移角平均值分别为 1/21和 1/25；失效点侧移角平均值分别为1/18和1/21。可见，在不同特征荷载点，2个试件的侧向变形能力分别比较接近。
5) 2个试件的屈强比(屈服荷载与峰值荷载之比)分别为0.62和0.60，比较接近。表明这种结构的安全储备较大。
3.3 承载力及刚度退化
表4为试件FW-1、FW-2加载过峰值荷载点后，随加载位移幅值增大承载力退化系数(各级位移对应的荷载与峰值荷载之比值)。
表4 试件经过峰值点后的承载力退化系数
Table 4 Strength degradation coefficients after peak load
由表4可见：
1) 2个试件在经过峰值荷载点后承载力退化较为缓慢。这是由于RC框架在形成塑性铰后结构产生内力重分布，HPFRC耗能墙承担的水平荷载比例有所增加，使结构的承载力随加载位移的递增并没有很快下降，从而提高了结构的抗震性能。
2) 在过峰值荷载点的 3级位移幅值下，试件FW-1的正、反向承载力退化系数平均值分别为0.96、0.90、0.86，试件FW-2的承载力退化系数平均值分别为0.93、0.82、0.76，可见试件FW-2的承载力退化较试件FW-1略快一些。
3) 2个试件反向加载比正向加载承载力退化明显减小。
采用割线刚度表示试件刚度退化规律，割线刚度取试件在每级循环荷载下正、反两个方向荷载绝对值之和与位移绝对值之和之比值，即：
式中：Ki是第i级加载下的割线刚度；Pi、-Pi分别是第i级加载下正、反向峰值荷载值；iΔ、-i分别是第i级加载下正、反向峰值荷载对应的位移值。
图10表示2个试件的割线刚度-位移关系曲线，它反映了随着试件侧移的增加，试件的刚度退化程度及规律；表5给出了2个试件在不同侧移角时的割线刚度值。
图10 试件刚度退化曲线
Fig.10 Stiffness degradation curves
表5 试件的平均割线刚度
Table 5 Mean secant stiffness of specimens
由图10和表5可见：
1) 试件FW-2的初始刚度比试件FW-1大很多(前者是后者的2.78倍)，表明耗能墙具有较大的初始刚度，但初始刚度退化很快。原因是耗能墙与框架梁通过螺栓连接，且二者之间有缝隙，试件受力后耗能墙上、下两端发生转动，致使耗能墙初始侧向刚度很快降低。
2) 随着水平位移增大，2个试件割线刚度逐渐降低，加载后期，试件FW-2的刚度退化速率略大于试件FW-1。
3) 总体来看，试件FW-2的割线刚度略大于试件FW-1(前者是后者的1.2倍～1.3倍)。这是由于耗能墙与框架梁采用螺栓连接，到加载后期，耗能墙上、下端连接处发生损伤，引起较大转动，致使耗能墙的有效侧向刚度降低。
3.4 耗能性能
采用累积滞回耗能 E和等效黏滞阻尼系数 he度量试件的耗能能力，2个试件在开裂点、屈服点、峰值点、极限点和失效点的E和he值见表6。
表6 试件的累积耗能及等效黏滞阻尼系数
Table 6 Cumulative energy dissipation and equivalent hysteretic damping coefficient of specimens
由表6可见：
1) 2个试件的 E值均随试件侧移角增大而增大。试件FW-2与FW-1累积耗能值之比，对开裂点、屈服点、峰值点、极限点和失效点分别为2.75、1.28、1.75、1.10、1.10，表明从开裂到峰值荷载点，试件FW-2的累积耗能比试件FW-1多，此后则基本相同。
2) 2个试件的he值基本上随试件侧移角增大而增大。
4 RC框架和HPFRC耗能墙的有效侧向刚度
由于RC框架仅局部填充耗能墙，故可不考虑框架与耗能墙的相互作用，二者所承担的水平荷载按其有效侧向刚度分配，即：
式中：Vfi、Vwi分别表示一根框架柱和一片耗能墙承受的水平荷载；V表示总水平荷载；Di、Dk分别表示第i根、第k根框架柱的弹性侧向刚度；Dwi、Dw k分别表示第i片、第k片耗能墙的弹性侧向刚度；βf、βw分别表示峰值荷载点时框架柱、耗能墙的有效割线刚度系数。
一根框架柱的弹性侧向刚度D按下式计算[15]：
式中：
为框架梁、柱的线刚度比，
=ib/ic，ib、ic分别表示梁、柱线刚度；hc表示框架柱的计算高度；αc表示框架柱侧向刚度修正系数，反映了梁柱节点转动降低了柱的侧向刚度，对于多层、多跨框架，按文献[15]所列公式计算，对本文的单层、单跨框架，按式(5)计算。
对于耗能墙，可仅考虑其截面弯曲变形和剪切变形对侧向刚度的影响，则一片耗能墙的弹性侧向刚度Dw可表示为：
式中：hw表示耗能墙的计算高度；Aw、Iw分别表示耗能墙的截面面积和惯性矩；Ef表示HPFRC材料的弹性模量；k表示截面形状系数，对矩形截面，取1.2。
对于峰值荷载点，试件FW-2与试件FW-1正、反向峰值荷载平均差值为 230.13 kN，如不考虑耗能墙与框架的相互作用，这也是一片耗能墙此时承担的水平荷载。基于此，对于试件 FW-1，正、反向峰值水平荷载平均值为 601.13 kN，则一片耗能墙约承受总峰值水平荷载的38%，框架约承受总峰值水平荷载的62%。同理，对于试件FW-2，RC框架和耗能墙分别承担约 45%和 55%的峰值水平荷载。
对于本试验，Ec=35765 N/mm2，Ef=11469 N/mm2。由式(4)～式(6)可分别求得一根框架柱和一片耗能墙的弹性侧向刚度为 D=32636 N/mm，Dw=35044 N/mm。将上述数据代入式 (2)、式(3)，并利用上述框架与耗能墙所承受的水平荷载比例，可求得：
对于框架柱，fβ主要反映了RC框架-HPFRC耗能墙结构达到峰值荷载点时，RC框架由于构件损伤引起的割线刚度降低；wβ除反映耗能墙损伤外，还包括耗能墙上、下端连接处的损伤引起的割线刚度降低，对于本试验模型的连接方式，后者是主要的。
对于试件FW-1，由表3所给正、反向加载的峰值荷载及位移，由式(1)计算其实测割线刚度为Kt=12094 N/mm，利用上述有效割线刚度系数所得割线刚度计算值为 Kc=11736 N/mm；对于试件FW-2，Kt=15905 N/mm，Kc=16291 N/mm。可见峰值点有效割线刚度的计算值与试验值符合较好。
按式(2)、式(3)分别求出框架柱、耗能墙分担的水平剪力后，可进一步利用平衡条件求出耗能墙承受的轴力。在峰值荷载点，耗能墙的实际轴压比为0.097。可见，由于耗能墙仅承受水平荷载产生的轴力，故轴压比很小，耗能能力强。
5 结论
(1) 试验表明，RC框架-HPFRC耗能墙结构达到峰值荷载点时，仅产生中度损伤，故其能实现“大震可修”的抗震设防目标。对于相同情况下的 RC框架，由于没有耗能墙的支撑，其水平承载力降低很多，难以抵御大震引起的地震剪力。
(2) 试验表明，在单层、单跨RC框架内设置2片耗能墙与 1片耗能墙相比，水平承载力提高了38.3%，初始弹性侧向刚度提高了1.78倍，但屈服后有效侧向刚度仅提高 20%～30%，不同损伤状态的耗能能力提高了10% ～175%，侧向变形能力基本相同。
(3) RC框架-HPFRC耗能墙结构的耗能机制包括耗能墙自身变形的耗能、耗能墙上、下端与框架梁连接处的滑移和损伤耗能以及RC框架梁柱变形的耗能等。
(4) 对RC框架-HPFRC耗能墙结构，框架柱和耗能墙承担的水平荷载，可分别按其有效侧向刚度比例进行计算。对于本文试验模型，峰值荷载点的有效刚度系数可按式(7)确定。
由于试件数量少，上述初步结论尚需进一步试验验证。
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