曹万林，杨兆源*，董宏英，秦海山
(1.北京工业大学 城市建设学部，北京 100124；
2.河北卉原建材有限公司，河北 承德 067000)
发展装配式绿色节能建筑，是实现建筑工业化、降低碳排放的重要途径。中国村镇建筑抗震能力薄弱、人居环境差、耗能总量大，装配式村镇建筑的研发与创新较为滞后，与城市装配式建筑发展极不协调。周绪红[1]、Zhou[2]等对中国住宅产业发展的现状及相关问题进行了分析，提出发展钢结构与组合结构及与之配套的高性能墙体与连接技术是实现住宅产业化的重要手段。
研发适用于村镇低多层住宅建筑的高效受力、抗震节能的新型装配式建筑结构是工程界关注的问题。周绪红等[3]在传统冷弯薄壁型钢复合墙中设置了薄钢板抗震构造，形成了冷弯薄壁型钢–钢板剪力墙结构，显著提升了结构抗震性能。叶继红等[4]在轻钢龙骨结构复合墙边缘中引入了轻型钢管混凝土柱等组合构件，形成了轻钢龙骨式复合剪力墙结构，为轻钢龙骨结构体系在多层建筑中的应用提供了参考。黄强等[5]研发了装配式轻钢轻混凝土结构体系，即在薄壁轻钢与免拆模板组合形成的轻钢组合构架中浇筑轻混凝土形成轻钢–轻混凝土组合结构，具有较好的抗震、保温性能。王伟等[6]对分层装配式支撑钢框架结构进行了研究，通过试验验证了该结构体系的抗震性能与震后可恢复性，并提出了结构性能化设计方法。
曹万林等[7]提出了轻钢组合框架（简称“轻钢框架”）结构体系，轻钢框架由方钢管混凝土柱、H型钢梁、新型梁柱螺栓连接节点、轻钢组合楼板及轻钢屋架构成。曹万林等[8]提出轻钢框架采用轻型方钢管混凝土柱，钢管截面边长一般不大于150 mm，钢管厚度一般不大于6 mm，方钢管混凝土柱与H型钢梁通过新型梁柱节点装配而成。Bian等[9]研发了适于轻钢框架梁柱装配的双L形带斜向加劲肋节点及π形连接件节点，新型连接件构造增大了节点域高度，显著提升了节点的刚度及承载力。同时，通过在轻钢框架中装配轻钢组合剪力墙、聚苯夹芯复合墙等抗震耗能构件，曹万林[10]、Cao[11]等研发了轻钢框架–组合墙结构，张宗敏等[12]研发了轻钢框架–复合墙结构等高效抗震结构体系。
为进一步提高轻钢组合结构的保温节能性能，杜明兴[13]研发了一种由钢丝网砂浆面层、内外叶复合珍珠岩板及夹心聚苯板构成的钢丝网架珍珠岩复合墙板，作为一种围护保温一体化外墙板，其具有质量轻、保温好、耐火性能好的优势，适用于装配式保温节能住宅与被动式住房建造；
为实现钢丝网架珍珠岩复合墙板与轻钢框架的装配化施工与连接，提出了钢丝网架珍珠岩复合墙板单元包裹咬合轻钢框架构造，以及墙板单元间的企口连接构造，这种连接方式具有柔性连接特点，对钢框架变形具有自适应性，并有一定的消能减震作用，克服了钢框架变形与加气混凝土类围护墙板变形能力不协调会造成墙板开裂的弊端。钢丝网架珍珠岩复合墙板与轻钢框架组成的装配式轻钢框架–钢丝网架珍珠岩复合墙板结构具有质量轻、抗震节能、保温防火、施工便捷等优点，适用于装配式低多层村镇住宅建筑。
本文为研究装配式轻钢框架–钢丝网架珍珠岩复合墙板结构抗震性能，进行了两层足尺轻钢框架–钢丝网架珍珠岩复合墙板结构的振动台试验，分析了结构的损伤演化过程、地震反应及动力特性，验证了装配式轻钢框架–钢丝网架珍珠岩复合墙板结构的抗震安全性，以及连接构造的合理性，为工程应用提供技术支持。
1.1 结构设计
1.1.1 装配式轻钢框架
装配式轻钢框架由轻型方钢管混凝土柱与H型钢梁装配而成，轻钢框架及梁柱连接节点如图1所示，振动台试验结构设计如图2所示。图2（a）、（b）中：轻钢框架柱轴线尺寸设计为4 200 mm，层高为2 700 mm；
管混凝土柱顶部的屋盖系统采用带坡面轻型钢屋架；
标高+0 mm处布置4根基础梁，标高+2 430 mm、+5 130 mm处布置H型钢框架主梁及次梁，梁柱节点采用双L型带斜向加劲肋节点[12]；
在框架主次梁上每隔300 mm焊接抗剪且抗拉拔栓钉；
预制楼板厚70 mm，配制φ6@60 mm钢筋网，楼板与栓钉连接处设有直径40 mm的预留圆孔，楼板装配完成后在预留圆孔内灌注高强灌浆料，楼板之间拼缝采用钢筋搭接后浇带连接[14]。
图1 轻钢框架及梁柱节点Fig. 1 Prefabricated lightweight steel composite frame and beam-column joint
图2 振动台试验结构设计Fig. 2 Design details of the shaking table test structure
轻钢框架结构平面布置及墙板单元平面布置如图3所示。轻钢框架结构构件设计参数见表1。
表1 轻钢结构构件设计参数Tab. 1 Design parameters
图3中，钢丝网架珍珠岩复合墙板上开有门窗洞口，南侧第1层与第2层墙板设置门洞（尺寸为1 800 mm×800 mm），其余3个方向的墙体第1层与第2层设置窗洞尺寸为1 000 mm×1 400 mm，窗墙比为0.15。
图3 结构平面布置Fig. 3 Floor plans of the shaking table test structure
1.1.2 钢丝网架珍珠岩复合墙板
装配式钢丝网架珍珠岩复合墙板单元由工厂预制的内外叶膨胀珍珠岩板、夹芯聚苯保温板、钢丝网架，以及施工现场喷涂的内外叶高性能砂浆面层构成，钢丝网架珍珠岩复合墙板单元构造如图4所示。图4（a）中：墙板内外叶镀锌钢丝网钢丝直径2 mm、间距50 mm，并在钢丝网上间距200 mm焊接斜向钢丝，斜向钢丝穿过膨胀珍珠岩板深入聚苯保温板100 mm，其一定程度上保证了复合墙板各构造层间的拉结效果；
为了降低冷桥对墙板保温性能的影响，斜向钢丝未完全穿透聚苯保温板。图4（b）展示了喷涂高性能砂浆后的墙板剖面。另外，墙板中布置的非金属连接件也是保证墙板整体性的重要构造（图4（c）），图4（c）中：非金属连接件由位于墙板内外叶钢丝网架外侧的穿丝圆形端头及两端头间带螺纹连接杆构成，其采用FRP等高性能材料通过高温模压工艺一体成型；
非金属连接件圆形端头孔中穿钢丝后可与钢丝网架进行拉结，进而与喷涂的高性能砂浆面层进行可靠锚固，连接杆穿过了珍珠岩板及夹芯聚苯板，将墙板各构造层进行有效连接；
单元墙板中非金属连接件布置不少于6个/m2，单个连接件抗拉力应大于1.5 kN，在墙板开洞及与结构梁柱连接部位可适当增加非金属连接件数量[15]。夹芯聚苯保温层一般采用EPS保温板，可根据建筑保温需求选择厚度；
膨胀珍珠岩板具有良好的抗火性能。现场喷涂高性能水泥砂浆后，形成的内外叶钢丝网高性能砂浆层具有一定的水平和竖向承载力，在室外一侧的高性能砂浆表面采用耐碱玻纤网格布并涂抹5 mm防水砂浆，以提高复合墙的抗裂、防水性能。
图4 钢丝网架珍珠岩复合墙板单元构造示意图Fig. 4 Schematic diagram material composition of PSW
本试验房屋为超低能耗房屋，其墙板单元及连接构造如图5所示。房屋采用的复合墙板的内外叶高性能砂浆面层厚度均为25 mm，外叶砂浆面层表面涂抹5 mm防水砂浆，膨胀珍珠岩板厚度为25 mm，EPS保温板厚度为300 mm，墙板总厚度为405 mm，振动台试验结构墙板构造如图5（a）所示。图5（a）中，复合墙板采用模块化单元进行设计、生产、安装。振动台结构墙板单元使用BIM数字化建模，标准板尺寸为1.10 m×1.90 m，门、窗洞口部位墙板单元按照洞口形状进行切割。
相邻墙板采用企口构造连接，即在墙板连接部位，聚苯板“榫头”与“凹槽”对接形成企口，并在墙板内外叶拼缝200 mm范围内附加钢丝网以加强墙板连接区域的强度，如图5（b）所示。
图5 墙板单元及连接构造示意图Fig. 5 Schematic diagram PSW units and connection structures
墙板单元–H型钢梁“包裹咬合”构造如图5（c）所示。图5（c）中，墙板在与轻钢框架梁和楼板的连接位置设置凹槽，凹槽处墙板内叶钢丝网砂浆层以及珍珠岩板断开，聚苯保温板部分切槽。装配过程中墙板从楼板与钢梁外侧推入，完全包裹了轻钢楼板系统，这保证了装配式墙板在与楼板连接处连续布置以解决结构防水问题；
在对楼板系统的“包裹咬合”节点处墙体聚苯保温层仍连续，这对结构保温具有积极作用；
墙板凹槽与楼板系统的接触界面采用柔性无机胶浆填缝，允许墙体在地震作用下与结构主体存在一定相对滑动，对控制墙板损伤具有积极作用。
墙板单元–钢管混凝土柱“包裹咬合”构造见图5（d）所示。图5（d）中，在结构角柱处，L形墙板单元与一字形墙板单元拼接，L形墙板单元的聚苯保温板开槽并包裹钢管混凝土柱，墙板接缝部位及L形墙板单元转角部位200 mm范围内均采用附加钢丝网增强，墙板转角处的高性能砂浆层中均内轧耐碱玻纤网格布以控制裂缝发展；
这种“包裹咬合”构造使钢管混凝土柱被完全包裹在墙体中，避免了结构冷桥；
墙体的聚苯板直接与钢管混凝土柱接触，由于聚苯板弹性模量低、变形能力好，墙板与轻钢框架可视为柔性连接；
墙板单元间拼缝均采用通长附加钢丝网片进行双面补强，墙板具有较好整体性与连续性。
1.2 试验结构制作
方钢管与热轧H型钢梁采用Q235B级钢，梁柱节点采用S8.8 M18高强螺栓装配[16]，钢屋架采用S8.8 M12高强螺栓固定在柱端，结构试件采用S8.8 M20高强螺栓通过50 mm厚节点连接板固定在振动台上。结构混凝土材料全部采用再生粗骨料混凝土，粗骨料最大粒径不大于10 mm，混凝土质量配合比见表2。
表2 混凝土质量配合比Tab. 2 Concrete quality mix proportion kg·m–3
墙体单元与屋盖板单元的安装自下而上装配。首先，在轻钢框架上安装预制墙板单元；
然后，安装屋盖板单元。安装完成后在墙体内外表面喷涂高性能砂浆与防水砂浆，养护完成后涂抹内、外墙涂料。装配式轻钢框架–钢丝网架珍珠岩复合墙板结构装配施工过程的部分照片见图6。
图6 试验结构装配施工过程Fig. 6 Experimental model construction process
1.3 材料力学性能
混凝土28 d立方体抗压强度fc[17]为29.3 MPa，弹性模量Ec为28.9 GPa。试验所使用钢材的力学性能[18]见表3，钢丝网架珍珠岩复合墙板材料力学性能见表4。
表3 钢材力学性能Tab. 3 Mechanical properties of steel plates and steel bars
表4 钢丝网架珍珠岩复合墙板材料力学性质Tab. 4 Mechanical properties of PSW
1.4 测点布置
沿基础及各层楼板标高布置20个加速度测点以及12个位移测点，测点均为单向测点，可采集结构各层X方向或Y方向的加速度及位移数据，图3（b）中以±0 mm标高处的测点布置方式为例，展示了结构中的位移点及加速度测点的布置方式；
设置32个应变测点，布置在西南、西北以及东北角柱与H型钢梁的节点处。以西南角柱–100 mm标高处梁柱节点为例，其应变测点布置如图7所示。部分测点布置方案见表5。
图7 应变测点布置Fig. 7 Arrangement position of strain gauges
表5 测点布置方案Tab. 5 Distribution of testing points
1.5 加载方案
试验结构为两层单跨足尺装配式轻钢框架–钢丝网架珍珠岩复合墙板住宅，试验物理量相似比均为1∶1，并对结构重力荷载进行完全模拟，因此输入地震波峰值加速度与相应设防烈度对应的设计基本地震加速度值之比为1∶1，输入地震波时间压缩比为1∶1。
采用配重块模拟结构活荷载[19]，配重分布如下：第1层楼板（+2.70 m）配重布置为1.0 kN/m2；
第2层楼板（+5.40 m）配重布置为0.5 kN/m2。试验采用双向地震波输入[20]，输入地震波方向规定如下：东西向为X向，南北向为Y向。试验地震波加载信号输入频率为50 Hz，数据采集频率为100 Hz。选取EL–centor波、Taft波以及Ⅱ类场地参数合成的人工波进行激振，地震波的加速度时程曲线如图8所示，输入地震波加速度反应谱曲线如图9所示。
图8 地震波加速度时程曲线Fig. 8 Seismic wave acceleration time history curves
图9 地震波加速度反应谱曲线Fig. 9 Response spectra curves of acceleration
图8、9中：EL–centor波及Taft波双向输入，人工波为单向输入；
每种天然地震波先以X向为主方向、Y向为次方向，继之以Y向为主方、X向为次方向，人工波则先X向激振、再Y向激振。输入双向地震波时主方向与次方向地震动峰值加速度（PGA）之比为1.00∶0.85[21]。振动台试验加载过程如下：1）7度基本（PGA=0.07g）至9度罕遇（PGA=0.62g），每一加载级分别按照EL–centor波、Taft波及人工波的顺序，依次分别对结构X、Y方向进行激振，因此每一加载级包含6种工况，PGA逐级递增。2）9度罕遇（PGA=0.70g）至极罕遇（PGA=1.50g），此加载阶段每级只输入EL–centro波的X、Y两种工况进行激振，以减小结构疲劳损伤对试验结果的影响。试验开始前以及每级加载后输入双向0.05g的白噪声对结构动力特征进行扫描，共进行了11个加载级和12组白噪声的激振，加载过程见表6。
表6 加载过程Tab. 6 Test cases
2.1 试验现象
观察7度基本～8度罕遇（PGA为0.07g～0.40g）加载过程发现：墙板与框架梁柱有摩擦响声，第1层框架柱脚复合墙板出现水平裂缝；
第1层复合墙板门、窗洞角部出现斜裂缝。框架基础梁处相邻复合墙板单元在拼缝位置出现水平裂缝，这是由于框架基础梁使其上“包裹咬合”的墙板单元平面外变形所致。
观察8度罕遇～9度罕遇（PGA为0.51g～0.62g）加载过程发现：结构第1层钢管混凝土柱“包裹咬合”的复合墙板上的裂缝密集出现，且由柱脚向上发展至层高中部。聚苯板与珍珠岩板碎屑掉落。第1层东南侧角部墙板单元内部斜向钢丝穿透墙体砂浆面层并露出墙体表面，且墙板外叶部分砂浆面层剥落。门、窗洞口角部斜向裂缝持续延伸。结构基础梁处“包裹咬合”的墙板单元拼缝位置已出现明显的平面外弯折变形。
观察9度罕遇及以上（PGA为0.70g～1.50g）加载过程发现：第1层门框上部墙板单元出现交叉斜裂缝，门窗洞口变形明显。第1层与钢管混凝土柱“包裹咬合”的墙板单元钢丝网部分钢丝断裂，外叶砂浆面层与珍珠岩板局部剥落严重。结构基础梁处“包裹咬合”的墙板单元内部EPS保温板及珍珠岩板被挤碎掉落。钢管混凝土柱、H型钢梁及双L形带斜向加劲肋节点未出现明显破坏。
结构门窗洞口及基础梁和角柱处的墙板单元最终破坏形态如图10所示。
图10 破坏现象Fig. 10 Failure model
综上，结构损伤发展过程可分为3个阶段：1）PGA为0.07g～0.40g，复合墙板裂缝开展阶段；
2）PGA为0.51g～0.70g，复合墙板处于滑移、变形的损伤阶段；
3）PGA为0.75g～1.50g，复合墙板局部破坏阶段，即峰值加速度1.50g激振后，只是底部柱脚位置墙板局部剥落，复合墙板仍可与轻钢框架共同工作，轻钢框架损伤较轻，连接节点没有明显破坏，连接螺栓也没有明显滑移。
2.2 动力特性
2.2.1 自振频率
通过加载过程中的12次白噪声扫描确定结构的自振频率、刚度与阻尼比等，为避免结构反馈波形与台面实际输入波形的畸变干扰，采用MATLAB软件将结构顶层白噪声信号对振动台面输入信号做传递函数[22]。根据传递函数的模量与相位角确定结构在历次加载后的自振频率与刚度的退化趋势。不同加载级下实测结构X、Y方向1阶自振频率f1与阻尼比ξ列于表7。
表7 1阶自振频率与阻尼比Tab. 7 First order frequency and damping ratio
由表7可知：1）激振前，轻钢框架–钢丝网架珍珠岩复合墙板结构与轻钢框架相比，其X、Y方向的自振频率均提高了10.8%，表明钢丝网架珍珠岩复合墙板提高了结构的抗侧刚度。2）随着加载过程中峰值加速度（PGA）的提高，结构累积损伤加剧，自振频率降低；
当1.50g激振后，结构X方向自振频率相比结构无震损时的自振频率降低了55.3%，Y方向自振频率相比结构无震损时的自振频率降低了22.3%，X方向相比Y方向自振频率下降更加明显，这是因为结构X方向墙体设置有门洞口，Y方向墙体只设置了窗洞口，X方向墙体刚度相对低、损伤相对严重。
2.2.2 刚度退化
结构的刚度与1阶自振频率f1的平方成正比，因此可以根据结构1阶自振频率的变化趋势研究结构刚度退化特征[23]。采用刚度退化系数表征结构在第i加载级后的刚度退化情况，可按照式（1）计算：
式中，k0为结构初始刚度，ki为结构经过第i加载级后的刚度，f0为结构初始1阶自振频率，fi为结构经过第i加载级后的1阶自振频率。结构刚度退化系数ηi–峰值加速度（PGA）关系曲线如图11所示。
图11 刚度退化Fig. 11 Stiffness degradation
分析图11可知：1）当PGA≤0.30g时，结构刚度退化速度较快，这个阶段复合墙板与框架梁柱的相对滑移对刚度影响显著；
2）当0.30g
2.2.3 阻尼比
结构阻尼比ξi可通过半功率带宽法在幅频图上进行求解[24]，本试验结构的阻尼比变化趋势如图12所示。
分析图12可知：1）结构X、Y方向1阶振型初始阻尼比分别为7.0%和7.6%，Y方向阻尼比稍高于X方向，结构X、Y方向的最终阻尼比分别为10.5%和9.7%；
2）当PGA≤0.30g时，结构1阶振型阻尼比变化不明显，此时复合墙板损伤较轻；
3）当0.30g
图12 结构阻尼比变化规律Fig. 12 Trend of damping ratio
2.2.4 加速度放大系数
加速度放大系数αp是评价结构动力响应特征的重要指标[25]。结构楼层2.70、5.40 m和屋顶6.60 m高度最大加速度幅值与台面（±0.00 m）输入的最大加速度幅值的比值即为加速度放大系数。不同方向、不同地震波作用下的结构加速度放大系数如图13所示。
图13 加速度放大系数Fig. 13 Acceleration amplification factor
分析图13可知：1）结构在EL–centro波激振下的加速度放大系数高于相同PGA下的Taft波及人工波的加速度放大系数。2）加速度放大系数随结构高度的增加呈增大趋势，且在结构顶部出现了“鞭梢效应”；
部分工况下，结构第2层楼板（+5.40 m）的加速度放大系数小于第1层楼板（+2.70 m）的加速度放大系数，这与轻钢框架与复合墙体的“包裹咬合”构造在激振过程中消能减震作用有关。3）加速度放大系数随加速度峰值PGA的增加总体呈降低趋势，说明随结构累积损伤发展其阻尼比增大、耗能增加。
2.2.5 位移响应
层间位移角是评估结构变形能力和位移响应的重要指标。EL–centor波、Taft波及人工波作用下，结构层间位移角见表8，结构层间位移角与输入地震加速度峰值（PGA）的关系曲线如图14所示。由表8和图14可知：1）随峰值加速度（PGA）的提高，结构第1层与第2层层间位移角增大；
相同PGA输入情况下，结构第2层层间位移角小于第1层层间位移角，因此结构在地震作用下以剪切变形为主。2）当PGA≤0.62g，结构X方向与Y方向位移角增长趋势相同；
当PGA>0.62g时，第1层X方向较Y方向的位移角增大速度快，说明结构X方向损伤较为显著。3）层间位移角随着PGA的增大可分为快速增长阶段（PGA为0.07g～0.62g）、缓慢增长阶段（PGA为0.70g～0.90g）、再次快速增长阶段（PGA为1.00g～1.50g），这与墙体损伤过程基本一致。
图14 结构层间位移角Fig. 14 Story drift angle of the specimen
表8 结构最大层间位移角Tab. 8 Most story drift angle
结构在7度基本、8度基本地震烈度下，最大层间位移角分别为1/1 202、1/361，小于轻钢组合框架结构弹性层间位移角限值（1/300），满足结构在8度设防情况下“小震不坏，中震可修”的抗震设防目标，基本符合“中震不坏”的性能要求；
结构在8度罕遇、9度罕遇地震动作用下，其最大层间位移角分别为1/89、1/51，满足轻钢组合框架结构弹塑性层间位移角限值（1/50），结构满足了9度“大震不倒”的抗震防目标；
结构在极罕遇地震作用下（PGA=1.50g），其最大层间位移角达到1/19，轻钢框架仍未出现明显损伤。
2.2.6 结构扭转角
结构在不同加载级下的最大扭转角见表9。分析表9可知：1）当地震波峰值加速度（PGA）处于0.07g～0.62g时，以Y方向为主要激振方向的结构扭转角大于X为主要激振方向的结构扭转角，结构最大扭转角多出现在Taft波激振的工况中；
当PGA处于0.70g～1.50g时，结构在X为主要激振方向的结构扭转角大于Y向为主要激振方向的结构扭转角。2）当PGA超过0.40g时结构扭转响应迅速增大，结构X、Y方向最大扭转角差值增大，这主要是因为墙体裂缝的开展及墙体与轻钢框架的相对滑移，同时门洞处裂缝发展快于窗洞处裂缝发展，从而造成结构平面刚度分布不均，加大了结构扭转效应。
表9 结构在各工况下的扭转角Tab. 9 Structural torsional angle
2.2.7 应变分析
图7与表5中测点的布置可见，应变测点分布在西南、西北及东北角柱上，以记录钢管混凝土柱不同高度及不同主震方向的应变变化规律。经统计，各加载级中EL–centor波激振时各应变片的应变均大于同加载级下的Taft波与人工波，故应变特征分析以EL–centor波激振时所收集的应变为主。
西北角柱不同高度应变测点的最大拉、压应变包络线如图15所示。由图15可知：钢管混凝土柱各标高处的应变大小排序为：–100 mm（柱脚）>+2 700 mm（第2层楼板梁柱节点）>+1 350 mm（第1层柱高度中部）>+5 400 mm（顶部梁柱节点）。钢管混凝土柱的损伤主要集中于柱脚的梁柱节点处，此处所承担的地震弯矩与剪力最大。钢管混凝土柱的应变随PGA的增大而增大，柱脚处应变的增大速度较快。
图15 西北角柱不同标高位置拉压应变包络线Fig. 15 Strain of northwest corner column at different heights
西北角柱X、Y方向钢管壁拉压应变包络线如图16所示，结构X方向的应变为实线，Y方向的应变为虚线。由图16可见：钢管混凝土柱X、Y方向的应变均随PGA的增大而增大；
相同高度处X向应变值均大于Y向应变值，这说明钢管混凝土柱受到以X向为主震方向的损伤更加显著。
图16 西北角柱不同方向钢管壁应变Fig. 16 Strain of northwest corner column in different directions
西北角柱、东北角柱及西南角柱柱脚梁柱节点处钢管壁应变发展趋势如图17所示。由图17可见：3个方位的柱脚应变均随PGA的增大而增大，西北角柱与西南柱脚的应变提高速度明显快于东北角柱；
当PGA>0.62g时，西北角柱应变的提高趋势更加明显。表明，由于结构的扭转效应，西北角柱处于更为复杂的应力状态，故其损伤较为严重。
图17 不同位置柱脚应变包络线Fig. 17 Comparison of strains of different columns
1）装配式轻钢框架–钢丝网架珍珠岩复合墙板结构在地震作用下的损伤过程主要经历了墙体开裂、墙体与框架间滑移、底部角部墙体严重破坏3个阶段。墙板单元与轻钢框架“包裹咬合”连接构造，既可保证二者共同工作，又可适应轻钢框架较大层剪变形，还具备大震下墙板与框架摩擦消能减震效果。
2）钢丝网架珍珠岩复合墙板对结构抗侧刚度的贡献显著；
墙板开洞对结构刚度退化影响明显；
结构阻尼比随结构的累积损伤发展而增大；
随地震动加速度峰值（PGA）的提高，结构第2层楼板上表面加速度放大系数小于第1层基础梁处的加速度放大系数，说明复合墙板具备一定减震作用。
3）在7度基本、8度基本地震烈度下，结构最大层间位移角分别为1/1 202、1/361，小于轻钢组合框架结构弹性层间位移角限值（1/300）；
在8度罕遇、9度罕遇地震作用下，最大层间位移角分别为1/89、1/51，小于轻钢组合框架结构弹性层间位移角限值（1/50）。结构具有良好的抗震性能。