密肋砂加氣復(fù)合墻抗震性能試驗(yàn)及剛度分析

張錫治 ，張玉鑫，張群禮，張?zhí)禚Q，王 龍

(1. 天津大學(xué)建筑設(shè)計(jì)規(guī)劃研究總院有限公司，天津 300072；2. 天津大學(xué)建筑工程學(xué)院，天津300072；3. 天津港股份有限公司，天津300461)

鋼框架結(jié)構(gòu)常采用砌塊砌筑墻、輕鋼龍骨墻[1]以及蒸壓輕質(zhì)混凝土墻板(ALC 板)等作為填充墻．這3 種隔墻形式存在施工效率低、隔音差、易開裂等缺陷．為解決上述問題，開發(fā)出由鋼筋混凝土肋與蒸壓砂加氣混凝土板塊組成的密肋砂加氣復(fù)合墻[2]．預(yù)制密肋砂加氣復(fù)合墻兼具良好的力學(xué)性能和施工效率，解決了 ALC 墻板易開裂的問題，尤其適合應(yīng)用于裝配式鋼框架建筑．

近年來一些學(xué)者對密肋復(fù)合墻的性能進(jìn)行了研究并取得了一定研究成果．文獻(xiàn)[3-5]對一種帶外框柱的密肋復(fù)合墻體進(jìn)行擬靜力試驗(yàn)，研究其破壞模式，建立該墻體的四線型恢復(fù)力模型．文獻(xiàn)[6]對以爐渣、粉煤灰砌塊為填充物的復(fù)合墻進(jìn)行試驗(yàn)，對比了空肋格墻體及加外框架的密肋復(fù)合墻體的抗震性能．文獻(xiàn)[7]通過進(jìn)行填充板塊與肋格點(diǎn)接觸型密肋復(fù)合墻體抗震試驗(yàn)，簡化了墻體填充板塊、鋼筋混凝土肋格及外框架間的相互作用關(guān)系，實(shí)現(xiàn)了各道防線的控制設(shè)計(jì)．文獻(xiàn)[8-10]結(jié)合框架密肋復(fù)合墻擬靜力試驗(yàn)，進(jìn)一步分析了混凝土強(qiáng)度等級(jí)對墻體抗震性能的影響及墻體各階段的剛度退化規(guī)律．文獻(xiàn)[11]提出了型鋼斜交密肋復(fù)合墻體，研究表明肋格的斜交構(gòu)造提高了墻體受剪承載力及抗側(cè)剛度，但會(huì)降低墻體的延性及彈塑性變形性能．

上述文獻(xiàn)對密肋復(fù)合墻體的研究，均以混凝土框架-密肋復(fù)合墻結(jié)構(gòu)體系為研究對象，預(yù)制構(gòu)件與外框架整體澆筑，適合應(yīng)用于混凝土框架結(jié)構(gòu)；肋間填充材料以爐渣、粉煤灰砌塊為主．而蒸壓砂加氣板塊具有良好的物理性能，越來越多地應(yīng)用于裝配式建筑，采用此類填充材料的密肋砂加氣復(fù)合墻體作為鋼結(jié)構(gòu)填充墻可避免板間裂縫，墻體平整可免抹灰．密肋復(fù)合墻作為鋼框架填充墻，墻體與結(jié)構(gòu)柱采用柔性連接．墻體頂部與鋼梁之間設(shè)置脹縮縫，鋼框梁與墻體上部連接設(shè)長圓孔，使墻體不承受豎向荷載．該邊界條件下墻體自身的剛度及抗震性能研究鮮見報(bào)道．本文對 4 片預(yù)制密肋砂加氣復(fù)合墻板進(jìn)行擬靜力試驗(yàn)，試驗(yàn)邊界條件對應(yīng)墻體與鋼結(jié)構(gòu)框架的連接方式，分析墻體的抗震性能及破壞機(jī)理，給出復(fù)合墻體初始剛度的計(jì)算方法，為研究密肋砂加氣復(fù)合墻對鋼框架結(jié)構(gòu)的剛度影響提供參考．

1 試驗(yàn)概況

1.1 試件設(shè)計(jì)與制作

密肋復(fù)合墻與鋼框架連接方式見圖 1．為研究在無軸壓條件下，肋柱配筋率及混凝土肋格疏密對密肋砂加氣復(fù)合墻抗震性能的影響，設(shè)計(jì)并制作了4 片足尺密肋砂加氣復(fù)合墻試件，編號(hào)分別為 RW-1、RW-2、RW-3、RW-4．主要設(shè)計(jì)參數(shù)如表 1 所示．

圖1 復(fù)合墻體與鋼框架連接示意Fig.1 Connection of the composite wall and steel frame

表1 試件參數(shù)Tab.1 Specimen parameters

墻體在制作時(shí)于墻體底部肋梁處固定預(yù)埋鋼板并預(yù)留螺栓孔，用于把墻體安裝到加載裝置上，試件尺寸及配筋如圖2 所示．

圖2 試件尺寸和配筋Fig.2 Size and reinforcement of specimens

1.2 材料性能

試件混凝土均為同一批澆筑，混凝土強(qiáng)度設(shè)計(jì)等級(jí)為C30．試件澆筑時(shí)預(yù)留6 個(gè)邊長為150 mm 的標(biāo)準(zhǔn)混凝土立方體試塊，并與試件同條件養(yǎng)護(hù)，對標(biāo)準(zhǔn)混凝土立方體進(jìn)行了抗壓強(qiáng)度試驗(yàn)，測得抗壓強(qiáng)度平均值為 32.2 MPa．試件中蒸壓砂加氣板塊采用 B05等級(jí)，按照《蒸壓加氣混凝土力學(xué)性能試驗(yàn)方法》(GB/T 11969—2008)[12]對標(biāo)準(zhǔn)板塊立方體進(jìn)行了抗壓強(qiáng)度試驗(yàn)，測得蒸壓砂加氣板塊強(qiáng)度如表2 所示．

試件中肋格縱筋均采用 HRB400 級(jí)鋼筋，直徑8 mm；拉筋采用HPB300 級(jí)鋼筋，直徑6 mm；箍筋采用光圓中強(qiáng)度預(yù)應(yīng)力鋼絲，直徑 4 mm．將所用鋼筋按標(biāo)準(zhǔn)拉伸試驗(yàn)方法[13]測得的受力性能指標(biāo)如表 3所示．

表2 蒸壓砂加氣板塊強(qiáng)度Tab.2 Strength of autoclaved aerated concrete block

表3 鋼筋材料力學(xué)性能Tab.3 Mechanical properties of reinforcements

1.3 試驗(yàn)加載裝置及加載方案

加載時(shí)試件通過底部預(yù)埋螺栓孔由對穿螺栓與反力架底梁固定；上部水平荷載采用 1 000 kN 液壓千斤頂施加，作用于試件頂部加載梁．試驗(yàn)加載裝置如圖3 所示．

圖3 加載裝置Fig.3 Test setup

加載制度采用荷載-位移混合控制，試件屈服前采用荷載控制，每級(jí)荷載增量為 10 kN，每級(jí)循環(huán) 1次；屈服后采用位移控制，每級(jí)位移增量為 2 倍的屈服位移，每級(jí)循環(huán) 2 次；當(dāng)試件荷載降至峰值荷載的85%以下或試件變形過大時(shí)停止加載．

1.4 測點(diǎn)布置

試件的主要測點(diǎn)布置如圖 4 所示．設(shè)置位移計(jì)D-1～D-3 量測試件不同高度的水平位移，并由加載點(diǎn)處的力傳感器以及位移計(jì) D-1 測量數(shù)據(jù)獲取試件的荷載-位移曲線；設(shè)置位移計(jì) D-4 測量試件底部約束的水平滑移．于肋梁、肋柱關(guān)鍵部位縱筋設(shè)置應(yīng)變片，以判斷其受力狀態(tài)與屈服程度．試驗(yàn)數(shù)據(jù)通過數(shù)據(jù)采集系統(tǒng)自動(dòng)采集和記錄．

圖4 測點(diǎn)布置Fig.4 Layout of measuring points

2 試驗(yàn)現(xiàn)象及破壞形態(tài)分析

2.1 試驗(yàn)現(xiàn)象

2.1.1 試件RW-1

水平荷載加載至 40 kN 時(shí)試件出現(xiàn)第 1 條斜裂縫，位于右下角砂加氣板塊處，此時(shí)試件基本處于彈性狀態(tài)；繼續(xù)加載，原有裂縫不斷開展，寬度達(dá)到0.3 mm，板塊及混凝土肋柱多處出現(xiàn)裂縫，此時(shí)水平荷載達(dá)到 70 kN，試件屈服，開始采用位移加載控制；水平位移加至20 mm 時(shí)，試件各位置出現(xiàn)新裂縫，原有裂縫寬度增大，最大寬度達(dá)到 2.1 mm；隨著位移荷載增大，當(dāng)水平位移加至35 mm 時(shí)，混凝土肋格與砂加氣板塊逐漸脫離，板塊破壞嚴(yán)重，部分混凝土肋梁肋柱節(jié)點(diǎn)處出現(xiàn)破壞；水平位移加載至到45 mm 時(shí)，試件承載力降至峰值荷載的 85%，試驗(yàn)結(jié)束．試件的最終破壞形態(tài)如圖5(a)所示．

2.1.2 試件RW-2

水平荷載至60 kN 時(shí)，蒸壓砂加氣塊和混凝土邊肋柱開始出現(xiàn)微裂縫；加至 85 kN，砂加氣塊裂縫增多，試件屈服，進(jìn)入位移加載控制階段．加載至20 mm 時(shí)，試件底部的裂縫延伸至頂部，中部混凝土肋格受拉開裂；當(dāng)水平位移加至40 mm 時(shí)，部分砂加氣塊被壓碎，肋梁與肋柱裂縫充分開展，其交接處混凝土開始脫離；加載至60 mm 時(shí)，混凝土肋格與砂加氣塊脫離加劇，承載力下降至峰值荷載的 85%，試驗(yàn)結(jié)束．試件的最終破壞形態(tài)如圖5(b)所示．

2.1.3 試件RW-3

水平荷載達(dá)到80 kN 時(shí)，混凝土邊肋柱出現(xiàn)水平裂縫，裂縫集中在 1.2 m 高度以下，且砂加氣塊開始出現(xiàn)裂縫；加至 95 kN 時(shí)，試件肋柱出現(xiàn)多條彌散型裂縫，試件屈服，進(jìn)入位移加載控制階段．水平位移加至 25 mm 時(shí)，試件的新增裂縫集中于中部砂加氣塊，以對角線向兩側(cè)開展，邊肋柱裂縫發(fā)展至試件頂部，肋柱裂縫以水平裂縫為主，中部肋柱裂縫微傾斜，肋梁裂縫以豎向裂縫為主；加載至 45 mm 時(shí)，試件裂縫開展加劇，砂加氣板塊角部及邊肋柱底部的混凝土被壓碎；位移加至50 mm 時(shí)，試件中部砂加氣塊裂縫的最大寬度達(dá)到 2.2 mm，混凝土肋格與砂加氣塊接觸面裂縫增大，并未發(fā)生明顯脫離；加載至60 mm 時(shí)，試件承載力未下降至峰值荷載的 85%，但已達(dá)到墻體極限位移角1/50 的限值，試驗(yàn)結(jié)束．試件的最終破壞形態(tài)如圖5(c)所示．

2.1.4 試件RW-4

水平荷載達(dá)到60 kN 時(shí)，試件底部蒸壓砂加氣塊出現(xiàn)斜裂縫；加載至 85 kN 時(shí)，試件左側(cè)砂加氣塊裂縫數(shù)量增加，肋柱開裂，此時(shí)試件屈服，采用位移加載控制．水平位移加載至15 mm 時(shí)，試件右側(cè)頂部蒸壓砂加氣塊出現(xiàn)斜向裂縫，寬度為 0.2 mm，邊肋柱開始出現(xiàn)水平裂縫；加至20 mm 時(shí)，試件中部左側(cè)的砂加氣塊出現(xiàn)斜裂縫，邊肋柱水平裂縫數(shù)量增加，中部肋柱開始出現(xiàn)裂縫；加至35 mm 時(shí)，原有裂縫不斷開展，集中于試件中下部，肋格與砂加氣塊接觸面出現(xiàn)裂縫，砂加氣塊角部逐漸被壓碎脫落；水平位移加至45 mm 時(shí)，試件右側(cè)底部兩塊砂加氣塊與混凝土肋格完全脫離，一層部分肋梁肋柱節(jié)點(diǎn)已形成塑性鉸，試件承載力下降至峰值荷載的 85%以下，試驗(yàn)結(jié)束．試件的最終破壞形態(tài)如圖5(d)所示．

圖5 試件破壞形態(tài)Fig.5 Failure modes of specimens

2.2 破壞形態(tài)分析

由各試件破壞過程可知，墻體在加載過程中受力形式可分為 3 個(gè)階段：彈性階段、彈塑性階段及梁鉸受力階段．在彈性階段，鋼筋混凝土框格與砂加氣塊變形協(xié)調(diào)，協(xié)同受力；墻體局部出現(xiàn)裂縫后開始進(jìn)入彈塑性階段，蒸壓砂加氣塊與混凝土肋格形成斜壓桿模型；隨著水平往復(fù)加載增加，肋格節(jié)點(diǎn)處混凝土脫落，鋼筋屈服，墻體進(jìn)入梁鉸受力階段，此時(shí)砂加氣塊裂縫基本不再開展．試驗(yàn)結(jié)果表明，提高肋柱配筋、加設(shè)箍筋或加密混凝土肋格，可有效地提高肋格對砂加氣板塊的約束能力，限制砂加氣板塊的變形以及裂縫的開展．

圖6 試件滯回曲線Fig.6 Hysteretic curves of specimens

3 試驗(yàn)結(jié)果及分析

3.1 滯回特性

各試件滯回曲線如圖 6 所示．由圖可知，試件屈服前滯回環(huán)面積較小，基本沒有殘余變形，試件整體處于彈性階段；隨著荷載的增加，試件出現(xiàn)明顯的殘余變形，判定試件屈服，進(jìn)入彈塑性階段；達(dá)到峰值荷載后，由于肋格局部混凝土逐漸被壓碎，砂加氣塊與混凝土接觸面逐漸脫離，殘余變形逐漸增大，滯回曲線逐漸由弓形向反“S”形過渡，滯回環(huán)面積增大，耗能能力逐漸增強(qiáng)．

對比試件 RW-1 和 RW-4 可知，加密肋柱的試件，滯回曲線捏攏現(xiàn)象減弱，滯回環(huán)面積增大，耗能能力及各階段承載力均有所提高．對比試件 RW-1、RW-2、RW-3，發(fā)現(xiàn)隨著肋柱縱筋配筋率增加，墻體的承載力增大，耗能能力提升．

3.2 骨架曲線

試件骨架曲線如圖 7 所示．由圖可知，試件開裂前無剛度退化現(xiàn)象，達(dá)到開裂荷載后剛度降低，但整體仍呈線性發(fā)展；隨著加載位移增大，曲線出現(xiàn)明顯的拐點(diǎn)，結(jié)合試驗(yàn)現(xiàn)象和數(shù)據(jù)可知，此時(shí)邊肋柱底部出現(xiàn)多條裂縫，且邊肋柱縱筋達(dá)到屈服試件屈服后，由于裂縫不斷開展，試件承載力增速減緩，直至峰值荷載；峰值荷載后，裂縫繼續(xù)延伸，砂加氣板塊和混凝土不斷脫落，試件逐漸形成梁鉸受力模型，承載力逐漸下降．

對比發(fā)現(xiàn)，試件RW-2、RW-3 相比于RW-1，承載力分別增加了 28.1%、49.4%；試件 RW-4 相比于RW-1，開裂荷載、屈服荷載及峰值荷載分別增加了50.0%、19.8%以及 20.0%，說明提高肋柱配筋率及加密肋柱均可有效改善試件承載力．試件加載過程中各特征點(diǎn)荷載值見表4，屈服點(diǎn)由Park 法[14]確定．

圖7 骨架曲線Fig.7 Skeleton curves

表4 試件試驗(yàn)結(jié)果Tab.4 Test results of specimens

3.3 延性分析

由表4 可知，各試件的延性系數(shù)在6.92～8.07 之間，延性較好．試件 RW-3 加載超過框架結(jié)構(gòu)彈塑性層間位移角限制 1/50 時(shí)，承載力仍未降至峰值荷載的 85%以下，說明提高肋柱配筋率可顯著改善試件延性性能．

3.4 耗能能力

采用能量耗散系數(shù) E 作為評(píng)判試件耗能能力的指標(biāo)，由于試件屈服前基本處于彈性階段，能量耗散系數(shù)從屈服后開始計(jì)算，各試件耗散系數(shù)E 與頂點(diǎn)水平位移關(guān)系如圖 8 所示．由圖可知，能量耗散系數(shù)整體隨位移的增大而提高，提高肋柱配筋率可顯著提高試件耗能能力．頂點(diǎn)水平位移在40 mm 左右時(shí)，能量耗散系數(shù) E 出現(xiàn)明顯下降，經(jīng)分析是由于加載后期砂加氣塊脫離，與鋼筋混凝土肋格形成的斜壓桿效應(yīng)消失并產(chǎn)生滑移所致．

圖8 能量耗散系數(shù)Fig.8 Energy dissipation coefficients

3.5 剛度退化

采用等效剛度-位移曲線表示試件剛度退化，如圖 9 所示．等效剛度為每級(jí)加載循環(huán)中荷載的峰值荷載與所對應(yīng)的位移比值，計(jì)算式為

圖9 剛度退化曲線Fig.9 Stiffness degradation curves

式中：Ki為第 i 級(jí)循環(huán)的等效剛度；Fi為第 i 級(jí)循環(huán)所對應(yīng)的峰值點(diǎn)；Δi為第 i 級(jí)峰值點(diǎn)對應(yīng)的位移．由圖可知，試件 RW-4 相較于其他試件初始剛度最高，說明加密混凝土肋格可顯著提高墻體的初始剛度；此外，試件 RW-2、RW-3 提高了肋柱配筋率，也使初始剛度得到些許提高．隨著加載位移的增大，試件開裂并逐漸達(dá)到屈服，各試件剛度開始下降，隨著裂縫的不斷開展和延伸，試件剛度退化加快，其中試件 RW-4 由于肋梁肋柱過早出鉸，剛度退化最快．

3.6 鋼筋應(yīng)變分析

選取典型試件 RW-2，其鋼筋應(yīng)變隨試件加載點(diǎn)位移變化曲線如圖 10 所示．試件處于彈性階段時(shí)，鋼筋應(yīng)變基本呈線性，且拉壓對稱分布；隨著荷載的增大，砂加氣板塊逐漸開裂變形，混凝土肋格發(fā)揮對砂加氣板塊的約束作用，鋼筋應(yīng)變迅速增大；加載后期，混凝土肋格與砂加氣板塊形成斜壓桿受力機(jī)制，混凝土肋格在參與斜壓桿受力的過程中，鋼筋以受拉為主，應(yīng)變曲線基本呈現(xiàn)“V”字型．

圖10 鋼筋位移-應(yīng)變曲線Fig.10 Displacement-strain curves of reinforcement

4 復(fù)合墻剛度近似計(jì)算

4.1 復(fù)合墻破壞過程剛度分析

由試件荷載位移曲線與剛度退化曲線可知，單片密肋砂加氣復(fù)合墻作為填充墻的破壞過程分為 3 個(gè)階段：①彈性工作階段，此階段填充墻未開裂，填充墻的剛度基本接近初始剛度，此階段墻體側(cè)移小于h/1 000；②非線性工作階段，填充墻開裂且裂縫逐漸延伸開展，填充墻剛度退化明顯，此階段墻體側(cè)移小于 h/200；③塑流階段，填充墻裂縫不斷開展且貫穿墻面，水平荷載逐漸由混凝土肋承擔(dān)，肋陸續(xù)出現(xiàn)塑性鉸，結(jié)構(gòu)側(cè)移及裂縫貫穿的填充墻各塊體滑移增大，墻體側(cè)移可達(dá)到h/70．

填充墻彈性工作階段短暫，若將密肋砂加氣復(fù)合墻的初始剛度計(jì)算值直接用于結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)會(huì)導(dǎo)致結(jié)構(gòu)地震力取值偏大．由上述可知，若使結(jié)構(gòu)整體處于非線性工作階段，墻體側(cè)移應(yīng)小于 h/200，對應(yīng)的位移角大于鋼結(jié)構(gòu)位移角限值 1/250，因此，剛度的合理取值應(yīng)介于墻體初始剛度與位移角 1/250 所對應(yīng)的割線剛度之間．

4.2 近似剛度計(jì)算

密肋砂加氣復(fù)合墻板可將每個(gè)單元框格近似作為鋼筋混凝土框架及砂加氣板塊組成的框架填充墻子結(jié)構(gòu)，即每片密肋墻作為多層多跨的框架填充墻結(jié)構(gòu)進(jìn)行初始剛度計(jì)算分析．

文獻(xiàn)[15-17]對框架填充墻的初始剛度進(jìn)行了研究，研究表明：框架填充墻初始剛度可采用框架結(jié)構(gòu)剛度和填充墻剛度疊加的形式．其中，將填充墻看作以剪切變形為主的均質(zhì)墻體，得到框架填充墻的初始剛度Kw0為

式中：Kf為鋼筋混凝土的框架柱側(cè)向剛度；Kw為填充墻的側(cè)向剛度；α 為D 值法中考慮框架節(jié)點(diǎn)轉(zhuǎn)動(dòng)的影響系數(shù)；Ec和 Ew分別為混凝土和填充墻材料的彈性模量；Ic和 Iw分別為框架柱和填充墻的截面慣性矩；h 和H 分別為復(fù)合墻高度和橫肋間隔高度；G 為填充墻材料的剪切模量；β 為填充墻剪應(yīng)力不均勻系數(shù)，取1.2；μ 為填充墻材料的泊松比．

根據(jù)上述框架填充墻的剛度計(jì)算公式求出密肋墻單元肋格的側(cè)向剛度 Kij，取其中一層肋格各跨的變形，以此類推．

由于每層各單元框格剛度疊加后，相鄰框格肋柱被重復(fù)計(jì)算，造成計(jì)算剛度偏大，應(yīng)對每層剛度進(jìn)行折減，設(shè)折減系數(shù)為 m；由于肋梁肋柱尺寸較小，梁柱節(jié)點(diǎn)剛性小于普通框架，導(dǎo)致節(jié)點(diǎn)轉(zhuǎn)角較大，應(yīng)對每層變形進(jìn)行放大，乘以放大系數(shù) n，則墻體變形1/K0的計(jì)算式為

式中：K0為密肋砂加氣復(fù)合墻初始剛度；Kij為第i 層第 j 跨單元肋格初始剛度；l、s 分別表示墻體層數(shù)及跨數(shù)．

基于通用有限元分析軟件 ABAQUS，分析不同跨度及層數(shù)的墻體剛度及變形，并通過線性回歸分析確定系數(shù)m＝0.77、n＝1.07，如圖11 所示．

圖11 線性回歸分析Fig.11 Linear regression analysis

由試驗(yàn)現(xiàn)象可知，在位移角達(dá)到鋼框架結(jié)構(gòu)彈性層間位移角限值 1/250 時(shí)，密肋墻體處于非線性工作階段，沒有形成貫穿裂縫，尚具有一定的承載能力．

定義剛度折減系數(shù)φ 作為復(fù)合墻不同側(cè)移時(shí)所對應(yīng)的割線剛度Kd與初始剛度K0的比值，選取各試件荷載-位移曲線中的不同位移值對應(yīng)點(diǎn)，計(jì)算不同位移角下墻體的剛度折減系數(shù)并進(jìn)行擬合，如圖 12所示，得到剛度折減系數(shù)φ 和位移角θ 的關(guān)系如下：

根據(jù)關(guān)心的側(cè)移角得到相應(yīng)的割線剛度Kd為

圖12 剛度折減系數(shù)及位移角關(guān)系曲線Fig.12 Stiffness reduction coefficient-drift angle curves of specimens

5 結(jié) 論

(1) 試件均發(fā)生剪切破壞．在彈性階段，砂加氣板塊和鋼筋混凝土框格變形協(xié)調(diào)，協(xié)同受力；進(jìn)入彈塑性階段后，砂加氣板塊與鋼筋混凝土框格形成斜壓桿受力模式，隨著破壞的加劇，肋梁角部形成梁鉸，墻體進(jìn)入梁鉸受力階段．

(2) 密肋砂加氣復(fù)合墻體極限位移角在 1/83～1/46 之間，延性系數(shù)在 6.92～8.07 之間；試件滯回曲線相對飽滿，彈塑性階段由弓形向反“S”形過渡，墻體的變形滿足鋼框架小震側(cè)移限值．

(3) 提高肋柱配筋、加設(shè)箍筋或加密混凝土肋格可延緩和抑制裂縫的開展和延伸，提高試件承載力、變形及耗能能力，其中肋柱配筋方式的影響更為顯著.

(4) 提出了適用于密肋砂加氣復(fù)合墻體的初始剛度計(jì)算方法，給出其剛度退化和側(cè)移角的關(guān)系．