張國(guó)偉 高海智 汪浩強(qiáng) 安佳寧 王 浩 崔雅卓

(1.北京建筑大學(xué)大型多功能振動(dòng)臺(tái)陣實(shí)驗(yàn)室，北京 100044；2.北京建筑大學(xué)工程結(jié)構(gòu)與新材料北京高等學(xué)校工程研究中心，北京 100044；3.中建科技集團(tuán)有限公司，北京 100077)

在裝配式建筑結(jié)構(gòu)體系中，外墻圍護(hù)體系占據(jù)著重要作用，主要采用內(nèi)嵌式和外掛式。其中外掛式由于施工效率高、減少現(xiàn)場(chǎng)濕作業(yè)、環(huán)保等優(yōu)點(diǎn)，適合在實(shí)際工程中推廣應(yīng)用[1]。其形式可分為兩種，一種為單一材料的外墻板，例如：蒸壓加氣混凝土(ALC)墻板；另一種為復(fù)合材料外墻板，例如：發(fā)泡水泥復(fù)合墻板、輕鋼龍骨復(fù)合墻板、疊合保溫墻板[2]。文獻(xiàn)[3-4]中對(duì)不同連接方式的ALC墻板的鋼管混凝土框架結(jié)構(gòu)進(jìn)行抗震試驗(yàn)及有限元分析，結(jié)果表明：內(nèi)嵌ALC墻板的抗震性能優(yōu)于外掛ALC墻板，鋼管混凝土框架填充ALC砌塊結(jié)構(gòu)雖具有較高的承載力但破壞較嚴(yán)重，震后難以修復(fù)。于敬海等采用ANSYS有限元軟件對(duì)框架結(jié)構(gòu)外掛兩種不同連接方式的墻板進(jìn)行建模分析，得出：外掛墻板連接處的剛度越大，框架結(jié)構(gòu)產(chǎn)生的內(nèi)力越大；隨著結(jié)構(gòu)位移的增加，不同連接方式下的外掛墻板對(duì)其內(nèi)力的影響均減小[5]。郭宏超等對(duì)外掛再生混凝土墻板鋼框架結(jié)構(gòu)進(jìn)行了抗震性能試驗(yàn)研究，結(jié)果表明：設(shè)置外掛墻板后，結(jié)構(gòu)的抗震性能有明顯的提高，外掛墻板承擔(dān)水平荷載的比例約為20%～30%[6]。卞文軍等的研究結(jié)果表明：復(fù)合墻板與框架的剛性連接能使結(jié)構(gòu)的承載力和剛度有明顯提升，但延性和耗能不如柔性連接，建議在工程中采用柔性或半柔性連接的構(gòu)造形式[7]。文獻(xiàn)[8-9]中對(duì)預(yù)制減震墻板進(jìn)行了較為深入的研究，得出：RC框架外掛預(yù)制減震墻板結(jié)構(gòu)耗能能力較強(qiáng)，承載力和剛度的衰退速率較緩慢，采用減震墻板對(duì)震損框架進(jìn)行加固后，結(jié)構(gòu)的承載力、剛度和變形能力均有提高，具有良好的抗震性能和抗倒塌能力。曹石等提出一種新型外掛墻板連接節(jié)點(diǎn)，通過(guò)結(jié)合工程案例和數(shù)值模擬驗(yàn)證此種節(jié)點(diǎn)設(shè)計(jì)的可行性，并給出驗(yàn)算方法作為此節(jié)點(diǎn)設(shè)計(jì)可行性的有益補(bǔ)充，結(jié)果表明：此新型連接節(jié)點(diǎn)設(shè)計(jì)合理、受力安全可靠[10]。侯和濤等對(duì)鋼框架外掛復(fù)合墻板及其節(jié)點(diǎn)進(jìn)行了試驗(yàn)研究[11-12]，結(jié)果表明：復(fù)合墻板的抗震性能較好，節(jié)點(diǎn)均具有穩(wěn)定的受力機(jī)制，下托上拉式節(jié)點(diǎn)對(duì)墻板有明顯的保護(hù)作用，此體系具有良好的震后可恢復(fù)性。文獻(xiàn)[13-14]對(duì)鋼框架外掛ALC墻板進(jìn)行試驗(yàn)研究，結(jié)果表明：ALC墻板對(duì)結(jié)構(gòu)的抗震性能有較大影響，墻板連接處具有足夠的穩(wěn)定性，使墻板能夠適應(yīng)較大的結(jié)構(gòu)變形。

國(guó)內(nèi)對(duì)外掛墻板的研究主要為墻板節(jié)點(diǎn)處的設(shè)計(jì)、優(yōu)化，不同形式的墻板和連接方式對(duì)主體結(jié)構(gòu)受力性能的影響等，對(duì)于外圍護(hù)體系在罕遇地震時(shí)可否為主體結(jié)構(gòu)提供附加剛度和冗余度，防止強(qiáng)震時(shí)結(jié)構(gòu)因剛度不足而倒塌并無(wú)深入研究。本文基于兩榀兩層足尺RC框架外掛新型預(yù)制圍護(hù)墻體，分別對(duì)框架的柱頂和柱底處削弱，驗(yàn)證此狀態(tài)下的結(jié)構(gòu)在罕遇地震時(shí)是否仍具有良好的抗震性能以及新型連接節(jié)點(diǎn)是否設(shè)計(jì)合理、受力安全可靠。

1 試驗(yàn)概況

1.1 試件設(shè)計(jì)

設(shè)計(jì)兩榀兩層單跨足尺鋼筋混凝土框架試件，編號(hào)分別為L(zhǎng)SF和PCF，其中LSF為RC框架外掛輕鋼龍骨墻板試件，PCF為RC框架外掛鋼筋混凝土墻板試件。試件高度為6 680 mm，框架跨度為6 000 mm，層高為3 000 mm，框架梁、柱及地梁均采用C30混凝土?？蚣芰侯A(yù)埋件的錨板采用Q235B級(jí)鋼板，彈性模量為2.05×105MPa，厚度為14 mm，錨筋采用HPB300級(jí)鋼筋，錨筋與預(yù)埋鋼板穿孔焊接，并在端頭設(shè)置全錨固板，以彌補(bǔ)錨筋錨固長(zhǎng)度的不足?？蚣苤饕獏?shù)見表1，框架示意見圖1a。

表1 框架主要參數(shù)Table 1 Main parameters of frames

輕鋼龍骨外掛墻板尺寸為3 125 mm×2 974 mm×150 mm，布置單層雙向HRB400鋼筋網(wǎng)片，鋼筋直徑為6 mm，間距為150 mm，輕鋼龍骨尺寸為120 mm×60 mm×4 mm，壁厚為1.2 mm，與鋼筋網(wǎng)片焊接，采用陶?；炷翝仓换炷镣鈷靿Π宄叽鐬? 135 mm×2 974 mm×160 mm，墻板中布置雙層雙向鋼筋網(wǎng)片，鋼筋直徑為8 mm，間距為140 mm，在窗口處加配補(bǔ)強(qiáng)鋼筋，鋼筋等級(jí)均為HRB400級(jí)，混凝土強(qiáng)度等級(jí)為C30。連接節(jié)點(diǎn)處螺栓的直徑為20 mm，以框架在罕遇地震作用下層間位移角1/50的限值為依據(jù)，設(shè)計(jì)連接節(jié)點(diǎn)長(zhǎng)圓孔水平尺寸為120 mm，可使螺栓在罕遇地震下滑移到限位位置處與框架共同受力。對(duì)螺栓施加的預(yù)緊力為15 kN，可保證螺栓在設(shè)防地震下實(shí)現(xiàn)自由滑移，不參與受力。墻板連接件構(gòu)造見圖1b，外掛墻板配筋見圖1c、圖1d。

a—鋼筋混凝土框架；b—墻板連接件；c—輕鋼龍骨墻板配筋；d—混凝土墻板配筋。圖1 混凝土框架及外掛墻板示意 mmFig.1 Schematic diagrams of reinforced concrete frame and exterior wall

試件LSF，減少其柱頂端預(yù)留80 mm箍筋加密區(qū)的箍筋用量，使頂端梁柱節(jié)點(diǎn)處成為薄弱部位；試件PCF，用碳纖維增強(qiáng)復(fù)合材料(CFRP)包裹其柱頂和一層梁柱節(jié)點(diǎn)處，使柱底成為薄弱處。以此驗(yàn)證外掛墻板在RC框架局部承載構(gòu)件發(fā)生嚴(yán)重塑性損傷后，可為主體結(jié)構(gòu)貢獻(xiàn)一定承載力和剛度，起到保護(hù)結(jié)構(gòu)的作用。

1.2 材性實(shí)測(cè)

框架的縱筋和箍筋等級(jí)均為HRB400，其彈性模量為2.0×105MPa，鋼筋力學(xué)性能試驗(yàn)結(jié)果見表2；實(shí)測(cè)養(yǎng)護(hù)28 d混凝土立方體抗壓強(qiáng)度為32.3 MPa，其彈性模量為3.0×104MPa。

表2 鋼筋力學(xué)性能Table 2 Mechanical properties of rebars

2 加載方案及測(cè)量

2.1 加載方案

本試驗(yàn)加載裝置如圖2所示。4個(gè)穿心千斤頂分別作用在兩個(gè)分配梁上，通過(guò)穿心千斤頂施加豎向荷載，因試件LSF的柱頂被削弱，共施加200 kN作用力，試件PCF共施加400 kN作用力；采用夾板及高強(qiáng)錨桿安裝固定在頂梁上，右端與1 000 kN伺服液壓作動(dòng)器相連，施加水平荷載。為防止試件發(fā)生平面外失穩(wěn)，在試件的周圍布置防失穩(wěn)框架。

圖2 試驗(yàn)加載裝置Fig.2 Test loading device

2.2 加載制度

采用位移控制加載，以頂梁與地梁水平位移的差值作為控制依據(jù)，屈服前每級(jí)加載循環(huán)1次，屈服后每級(jí)循環(huán)3次，直至試件的層間位移角達(dá)到1/50后，停止加載。加載制度示意見圖3。

圖3 加載制度示意Fig.3 The schematic diagram of loading system

2.3 測(cè)量方案

本試驗(yàn)量測(cè)的內(nèi)容主要有：

1)框架和外掛墻板的位移；2)節(jié)點(diǎn)連接處的應(yīng)變；3)外掛墻板應(yīng)變花處的應(yīng)變。

試件PCF在試件LSF基礎(chǔ)上增加位移計(jì)，通過(guò)位移計(jì)DB1與DB2測(cè)得的水平位移差與其高度差的比值得出墻板B4的水平轉(zhuǎn)動(dòng)角度，通過(guò)位移計(jì)DB7與DB8測(cè)得的豎直位移差與其水平距離的比值得出墻板B4的豎直轉(zhuǎn)動(dòng)角度，其余墻板同理。位移計(jì)布置見圖4a、4b。

分別在工字型鋼的翼緣和腹板處及地梁預(yù)埋件的兩側(cè)粘貼鋼筋應(yīng)變片，見圖4c。根據(jù)惠斯通電橋中半橋接法的原理[15]，當(dāng)構(gòu)件受彎時(shí)，可抵消水平拉(壓)力和豎向壓力的影響，即同向力相抵消，異向力相疊加。用G1和G2接半橋測(cè)出的應(yīng)變值，可求得上翼緣處的水平剪切力，其他應(yīng)變片同理。

外掛墻板應(yīng)變花位置及編號(hào)，如圖4d所示。

a—試件LSF位移計(jì)布置；b—試件PCF位移計(jì)布置；c—連接件處鋼筋應(yīng)變片布置；d—外掛墻板應(yīng)變花布置。圖4 測(cè)點(diǎn)布置示意Fig.4 Arrangements of measuring points

3 試驗(yàn)現(xiàn)象及破壞模式

為描述方便，規(guī)定靠近水平作動(dòng)器一側(cè)為右端，遠(yuǎn)離水平作動(dòng)器一側(cè)為左端。

3.1 試驗(yàn)現(xiàn)象

3.1.1試件LSF

試驗(yàn)加載到層間位移角θ=1/600(Δ=10 mm)之前，結(jié)構(gòu)處于彈性狀態(tài)，外掛墻板無(wú)明顯滑動(dòng)。加載至θ=1/400(Δ=15 mm)時(shí)，B1板產(chǎn)生明顯滑移。加載至θ=-1/240(Δ=-25 mm)時(shí)，B2板開始滑動(dòng)。加載至θ=1/170(Δ=35 mm)時(shí)，B3板開始滑動(dòng)。加載至θ=1/80(Δ=75 mm)時(shí)，左側(cè)頂端梁柱節(jié)點(diǎn)處混凝土脫落，出現(xiàn)明顯斜裂縫；反向加載至θ=-1/80時(shí)，B4板發(fā)生明顯滑移。加載至θ=1/67(Δ=90 mm)時(shí)，左側(cè)頂端梁柱節(jié)點(diǎn)處混凝土被壓碎，出現(xiàn)大量裂縫并逐漸延伸變寬；反向加載至θ=-1/67時(shí)，B3板位移受限。加載至θ=1/50(Δ=120 mm)時(shí)，左側(cè)頂端梁柱節(jié)點(diǎn)處混凝土被壓潰，大面積剝落，已有的裂縫繼續(xù)擴(kuò)展并產(chǎn)生許多新裂縫(圖5a)，框架梁的裂縫逐漸加深加寬，貫通梁的底面及側(cè)面，柱底產(chǎn)生大量環(huán)向貫通裂縫(圖5c)，外掛墻板基本無(wú)損傷，此時(shí)B1、B3和B4板位移均受限；反向加載至θ=-1/50時(shí)，4塊墻板位移均受限(圖5b、d)。因已加載至層間位移角1/50，加載結(jié)束。

a—梁柱節(jié)點(diǎn)破壞；b—B4板螺栓滑移受限；c—右側(cè)柱裂縫分布；d—B1、B2板螺栓滑移受限。圖5 試件LSF局部破壞現(xiàn)象Fig.5 Local failure of specimen LSF

3.1.2試件PCF

加載至θ=1/600(Δ=10 mm)時(shí)，B1板開始滑動(dòng)。加載至θ=-1/150(Δ=-40 mm)時(shí)，B2板發(fā)生明顯滑移。加載至θ=1/120(Δ=50 mm)時(shí)，左側(cè)柱距底端500 mm處混凝土開裂、剝落，柱頂端加固處CFRP布鼓起；反向加載至θ=-1/120時(shí)，B4板有明顯滑移。加載至θ=1/100(Δ=60 mm)時(shí)，右側(cè)柱頂CFRP布開膠，B4板洞口角部處出現(xiàn)斜裂縫(圖6a)。加載至θ=1/80(Δ=75 mm)時(shí)，左側(cè)柱距地梁300 mm處產(chǎn)生大量裂縫并向上延伸，柱底端產(chǎn)生些許水平貫通裂縫。加載至θ=1/67(Δ=90 mm)時(shí)，右側(cè)柱距底端400 mm處產(chǎn)生多條水平裂縫，左側(cè)柱裂縫不斷擴(kuò)展，外側(cè)混凝土剝落。加載至θ=1/50(Δ=120 mm)時(shí)，中間梁右側(cè)端部出現(xiàn)貫通剪切斜裂縫(圖6b)；左側(cè)柱距底端400 mm處，出現(xiàn)大量彎扭斜裂縫，貫穿整個(gè)表面，混凝土大面積剝落(圖6c)，與B3板左側(cè)節(jié)點(diǎn)相連的地梁預(yù)埋件被壓屈(圖6d)，B4板節(jié)點(diǎn)處混凝土開裂，產(chǎn)生多條斜裂縫，B1板位移受限，B3和B4板發(fā)生明顯滑移和轉(zhuǎn)動(dòng)；反向加載至θ=-1/50時(shí)，B2、B3和B4板位移均受限。

a—B4板洞口角部破壞；b—梁與B4板破壞現(xiàn)象；c—左側(cè)柱底部破壞現(xiàn)象；d—B3板連接件壓彎。圖6 試件PCF局部破壞現(xiàn)象Fig.6 Local failure of specimen PCF

3.2 破壞模式

試件破壞模式可分為：多遇地震、設(shè)防地震和罕遇地震三個(gè)階段。兩個(gè)試件整體上最終破壞形態(tài)無(wú)明顯差別，只給出試件PCF的最終破壞形態(tài)，見圖7。

圖7 試件最終破壞形態(tài)Fig.7 Final failure mode of specimen

1)多遇地震：由于前期施加的水平荷載較小，結(jié)構(gòu)位移較小，未出現(xiàn)裂縫，水平荷載由墻板與框架共同承擔(dān)，墻板不發(fā)生滑移。

2)設(shè)防地震：結(jié)構(gòu)進(jìn)入屈服階段，墻板與框架開始產(chǎn)生相對(duì)滑移，荷載主要由框架承擔(dān)；試件LSF在頂部梁柱節(jié)點(diǎn)處產(chǎn)生大量斜裂縫，試件PCF在柱底產(chǎn)生貫通水平裂縫和斜裂縫，節(jié)點(diǎn)連接處混凝土開裂，CFRP加固處開膠、鼓起，外掛墻板均無(wú)明顯損傷。

3)罕遇地震：墻板位移受限，結(jié)構(gòu)剛度有所提高；試件LSF柱頂混凝土被壓碎，產(chǎn)生劈裂裂縫，試件PCF柱底產(chǎn)生嚴(yán)重的彎扭破壞，梁端產(chǎn)生塑性鉸，地梁預(yù)埋件產(chǎn)生不可恢復(fù)的壓屈變形。兩個(gè)試件其余部位均未發(fā)生明顯破壞，在罕遇地震下仍具有良好的承載能力。

4 試驗(yàn)結(jié)果及分析

4.1 滯回曲線

各試件的滯回曲線如圖8所示，由圖可知：

1)試驗(yàn)加載初期，滯回環(huán)面積較小，試件剛度較大，結(jié)構(gòu)無(wú)明顯裂縫產(chǎn)生，殘余變形較小。

2)隨著加載位移不斷增大，滯回環(huán)的面積和殘余變形逐漸增大。試件LSF出現(xiàn)明顯的捏縮現(xiàn)象，滯回環(huán)呈“反S形”，說(shuō)明該結(jié)構(gòu)受到剪切滑移的影響，主要出現(xiàn)在墻板與RC框架的連接處；試件PCF的滯回環(huán)形狀呈“弓形”，整體較飽滿，說(shuō)明結(jié)構(gòu)的延性和耗能能力較好。

3)試件在各級(jí)加載時(shí)正反向最大荷載不對(duì)稱，是由于安裝穿心千斤頂時(shí)，柱頂表面未打磨平整，導(dǎo)致所施加的豎向軸壓力產(chǎn)生水平分力，方向沿加載正向，因此各試件在反向加載時(shí)所施加的荷載較大。

a—LSF試件；b—PCF試件。圖8 滯回曲線Fig.8 Hysteretic curves

4.2 骨架曲線

各試件的骨架曲線如圖9所示，骨架曲線各特征點(diǎn)見表3，由圖9和表3可知：

表3 骨架曲線特征點(diǎn)Table 3 Characteristic points on skeleton curves

1)試件LSF和PCF在彈性階段，骨架曲線為直線，墻板與框架共同工作；隨著加載位移的增大，墻板發(fā)生滑移，結(jié)構(gòu)的剛度明顯下降；進(jìn)入罕遇地震后，墻板位移受限，為結(jié)構(gòu)提供了二次剛度，圖9中①、②處可看出試件LSF斜率發(fā)生突變，使結(jié)構(gòu)在罕遇地震時(shí)即便局部產(chǎn)生嚴(yán)重?fù)p傷后仍具有良好的承載能力。

圖9 骨架曲線Fig.9 Skeleton curves

2)結(jié)合兩者的骨架曲線和各特征點(diǎn)可得出：兩個(gè)試件骨架曲線走勢(shì)基本相似，罕遇地震時(shí)，結(jié)構(gòu)具有較好的變形能力，均滿足層間位移角不大于1/50的要求，墻板與框架的協(xié)同工作使結(jié)構(gòu)承載力只升不降，延性系數(shù)分別為4.0和4.8，說(shuō)明該結(jié)構(gòu)具有良好的抗震性能和抗倒塌能力。

4.3 剛度退化

為反映試件在低周反復(fù)作用下剛度的退化規(guī)律，根據(jù)據(jù)JGJ/T 101—2015《建筑抗震試驗(yàn)規(guī)程》[16]，采用割線剛度K來(lái)描述各試件在各級(jí)加載循環(huán)下的剛度退化情況，算式如下：

(1)

式中：Ki為第i次循環(huán)的割線剛度；+Fi、-Fi為第i次循環(huán)時(shí)正、反向最大荷載；+Xi、-Xi為第i次循環(huán)時(shí)正、反向最大荷載所對(duì)應(yīng)的位移值。

試件的剛度退化曲線見圖10，由圖可知：

圖10 剛度退化曲線Fig.10 Stiffness degradation curves

1)試件LSF在多遇地震時(shí)，剛度退化較快，隨著框架梁、柱逐漸開裂屈服，結(jié)構(gòu)進(jìn)入彈塑性階段，墻板與框架發(fā)生相對(duì)滑移，試件剛度進(jìn)一步退化，在罕遇地震作用下，如圖10中①處所示，退化速率趨于穩(wěn)定，說(shuō)明墻板與框架的可靠連接彌補(bǔ)了主體結(jié)構(gòu)在后期因塑性損傷、剛度退化失去的承載能力，起到了保護(hù)結(jié)構(gòu)的作用。

2)試件PCF的剛度退化程度較試件LSF緩慢，是由于混凝土板重量較大，滑移效果不明顯，發(fā)生較大的轉(zhuǎn)動(dòng)，減緩了試件的剛度退化速率。

4.4 耗能能力

試件累積耗能曲線如圖11所示，耗能參數(shù)見表4。

圖11 耗能曲線Fig.11 Energy dissipation curves

表4 耗能參數(shù)Table 4 Energy dissipation coefficients

1)試件在加載初期，處于彈性階段，耗能較少；結(jié)構(gòu)屈服后，墻板與框架發(fā)生相對(duì)滑動(dòng)，結(jié)構(gòu)主要依靠墻板節(jié)點(diǎn)處的滑動(dòng)摩擦以及框架開裂處混凝土的骨料咬合、摩擦消耗能量，耗能能力不斷增加；罕遇地震時(shí)，墻板位移受限，結(jié)構(gòu)主要以框架變形、頂部梁柱節(jié)點(diǎn)處混凝土壓潰和柱底產(chǎn)生大量彎扭斜裂縫釋放能量，使得圖11中①、②處曲線斜率明顯增大。

2)試件LSF屈服時(shí)的ξe和E均比極限狀態(tài)時(shí)略大，是由于結(jié)構(gòu)在屈服時(shí)通過(guò)框架的開裂，墻板節(jié)點(diǎn)處滑移摩擦來(lái)消耗能量，進(jìn)入罕遇地震后，墻板位移受限，僅通過(guò)框架局部損傷消耗能量，導(dǎo)致ξe和E較小。試件PCF的ξe和E的值高于試件LSF，是由于試件PCF的開裂及損傷程度較試件LSF嚴(yán)重，使得試件PCF在罕遇地震下釋放出大量能量。

5 墻體位移及內(nèi)力分析

5.1 墻板位移

取每級(jí)加載時(shí)位于墻板螺栓節(jié)點(diǎn)處的正反向最大位移，繪制出墻板隨層間位移角變化的位移曲線，如圖12所示，墻板滑移與位移受限位置見表5。

表5 墻板滑移與位移受限所對(duì)應(yīng)的位移角Table 5 Displacement angles corresponding to wall panel slip and displacement limited

5.1.1試件LSF

1)從圖12a可看出，墻板在多遇地震時(shí)幾乎無(wú)明顯滑動(dòng)，進(jìn)入設(shè)防地震后墻板B1、B2開始滑移，墻板B3、B4由于一層梁在加載初期位移較小以及傳遞到墻板掛點(diǎn)處的荷載不大，導(dǎo)致墻板B3和B4滑移滯后。罕遇地震時(shí)，除墻板B2仍可自由滑動(dòng)外，其余墻板位移均受限。

2)由圖12b可知，墻板B2和B4豎直位移大于墻板B1和B3。圖中①處豎直位移突降，說(shuō)明墻板B2在θ=1/50時(shí)水平滑移變大，限制了豎直位移的增加；圖中②和③處豎直位移突增，說(shuō)明墻板B2和B4位移均受限，隨著加載位移的增加，墻板不再水平滑動(dòng)，轉(zhuǎn)動(dòng)幅度增加。

a—試件LSF墻板水平位移ΔH與位移角θ對(duì)比；b—試件LSF墻板豎直位移Δv與位移角θ對(duì)比；c—試件PCF墻板水平位移ΔH與位移角θ對(duì)比；d—試件PCF墻板轉(zhuǎn)角θr與位移角θ對(duì)比。圖12 墻板位移曲線Fig.12 Displacement curves of wall panels

5.1.2試件PCF

1)從圖12c可看出，因墻板B1螺栓節(jié)點(diǎn)處施加的預(yù)緊力較小，導(dǎo)致其在多遇地震時(shí)過(guò)早地發(fā)生滑移；墻板B2和B4在設(shè)防地震時(shí)滑移，墻板B3在罕遇地震時(shí)有明顯滑移，說(shuō)明混凝土墻板滑移情況并不規(guī)律，這是由于混凝土墻板質(zhì)量較大，隨著框架位移角的增大，梁逐漸開裂屈服，產(chǎn)生彎曲變形，導(dǎo)致墻板下沉，轉(zhuǎn)動(dòng)幅度增大，限制了墻板的水平滑動(dòng)。加載到θ=-1/50時(shí)，除墻板B1仍可發(fā)生自由變位外，其余墻板位移均受限。

2)從圖12d可看出，正向加載時(shí)，墻板B1幾乎平動(dòng)，墻板B2始終沒有明顯的相對(duì)滑移，而是發(fā)生較大的轉(zhuǎn)動(dòng)，角度約為1.28°；反向加載時(shí)，墻板B4轉(zhuǎn)角最大，約為1.5°。在整個(gè)加載過(guò)程中，墻板轉(zhuǎn)動(dòng)幅度較規(guī)律，均隨著層間位移角的增加而不斷增大。

5.2 墻板節(jié)點(diǎn)力

取框架梁工字型鋼上翼緣處各級(jí)加載的應(yīng)變值，按式(2)計(jì)算出水平剪切力F，其示意如圖13所示。

σ=Eε

(2a)

式中：σ為測(cè)點(diǎn)處應(yīng)力；E為材料彈性模量；M、W分別為彎矩和抗彎截面模量；l為水平剪切力F到梁端的距離；I為慣性矩；y為測(cè)點(diǎn)距中性軸的距離。

黨的十八大提出，建設(shè)“學(xué)習(xí)型、服務(wù)型、創(chuàng)新型馬克思主義執(zhí)政黨，確保黨始終成為中國(guó)特色社會(huì)主義事業(yè)堅(jiān)強(qiáng)領(lǐng)導(dǎo)核心”?！叭汀秉h建目標(biāo)的提出，無(wú)論從中國(guó)社會(huì)轉(zhuǎn)型時(shí)期的現(xiàn)實(shí)需要來(lái)看，還是從馬克思主義政黨觀來(lái)看，都是具有重大意義的黨建目標(biāo)定位［2］。我黨不只是當(dāng)代中國(guó)的執(zhí)政黨，更是社會(huì)的建設(shè)黨，必須讓廣大黨員干部明白黨的實(shí)質(zhì)與黨群的血肉關(guān)系，才能讓我黨成為“三型”馬克思主義政黨。

Δε為鋼筋應(yīng)變片測(cè)得此處應(yīng)變的變化值。圖13 節(jié)點(diǎn)水平剪切力示意Fig.13 Horizontal shear force of the joint

節(jié)點(diǎn)力隨層間位移角變化曲線及節(jié)點(diǎn)力占水平總荷載比例示意如圖14、15所示，荷載占比用λ(λ=F/P，P為水平總荷載)表示。

a—節(jié)點(diǎn)力隨位移角變化曲線；b—節(jié)點(diǎn)力占水平總荷載比例示意。圖14 試件LSF節(jié)點(diǎn)力-位移角關(guān)系曲線Fig.14 Force versus displacement angle curves of the joint of specimen LSF

a—節(jié)點(diǎn)力隨位移角變化曲線；b—節(jié)點(diǎn)力占水平總荷載比例示意。圖15 試件PCF節(jié)點(diǎn)力-位移角關(guān)系曲線Fig.15 Force versus displacement angle curves of the joint of specimen PCF

1)由圖14a、15a可知，墻板節(jié)點(diǎn)力總體上隨位移角的增大不斷上升。加載初期，由于傳遞到掛點(diǎn)處的水平荷載較小，墻板不發(fā)生相對(duì)滑動(dòng)。墻板在圖中標(biāo)記處的兩側(cè)斜率均發(fā)生改變，說(shuō)明在設(shè)防地震時(shí)，傳遞到墻板上的水平荷載大于螺栓預(yù)緊力后，墻板發(fā)生自由變位，不參與結(jié)構(gòu)受力，此后傳遞到墻板上的外荷載僅有略微增加的趨勢(shì)。墻板在罕遇地震時(shí)位移受限，曲線斜率增大，說(shuō)明墻板為主體結(jié)構(gòu)承擔(dān)較多荷載，提高了結(jié)構(gòu)整體承載能力。同時(shí)在整個(gè)試驗(yàn)過(guò)程中，墻板螺栓連接處未表現(xiàn)出屈服及受剪破壞現(xiàn)象，說(shuō)明該節(jié)點(diǎn)處的設(shè)計(jì)可為結(jié)構(gòu)在罕遇地震作用下提供可靠的連接。

2)由圖14b、15b可知，多遇地震時(shí)，墻板承擔(dān)水平荷載比例較小；進(jìn)入設(shè)防地震后，墻板發(fā)生相對(duì)滑動(dòng)，節(jié)點(diǎn)處荷載占比有所下降，水平荷載主要由框架承擔(dān)；罕遇地震時(shí)，節(jié)點(diǎn)滑移到限位位置后，使墻板承擔(dān)荷載比例大幅增加，輕鋼龍骨墻板占比約為48%～50%，混凝土墻板占比約為52%～54%。說(shuō)明此新型預(yù)制圍護(hù)墻體在罕遇地震下可為結(jié)構(gòu)貢獻(xiàn)較高的承載能力，保證“大震不倒”。

5.3 墻板應(yīng)變

為了解外掛墻板不同位置在各加載階段的受力性能，在墻板的洞口周圍布置直角應(yīng)變花對(duì)其應(yīng)變值進(jìn)行測(cè)量，并計(jì)算出測(cè)點(diǎn)處的主應(yīng)變及方向。主應(yīng)變?chǔ)?、ε2及其方向角由式(3)求得：

(3a)

(3b)

式中：ε0、ε45、ε90為應(yīng)變花的應(yīng)變值；ε1為最大主應(yīng)變；ε2為最小主應(yīng)變；α為主應(yīng)變的方向角。

墻板應(yīng)變花布置及編號(hào)，如圖4d所示。墻板各測(cè)點(diǎn)處的最大主應(yīng)變與位移角的關(guān)系曲線，如圖16、17所示。墻板主應(yīng)變方向角取各級(jí)加載時(shí)方向角的平均值，見表6。圖中未繪制的測(cè)點(diǎn)曲線，說(shuō)明該測(cè)點(diǎn)處應(yīng)變片已損壞。兩個(gè)試件均只在一層和二層墻板中各取一塊進(jìn)行分析，試件LSF取墻板B1和B4，試件PCF取墻板B2和B3。

表6 墻板主應(yīng)變方位角Table 6 Principal strain direction angles of wall panels

a—墻板B1主應(yīng)變曲線；b—墻板B4主應(yīng)變曲線。圖16 試件LSF主應(yīng)變-位移角關(guān)系曲線Fig.16 Principal strain versus displacement angle curves of specimen LSF

從圖16中可看出，墻板B1應(yīng)變曲線總體上呈現(xiàn)水平走勢(shì)，處于彈性狀態(tài)，是由于該墻板自由滑移現(xiàn)象較顯著，導(dǎo)致傳遞到墻板上的外力較小。由于墻板B4滑移幅度小于墻板B1，導(dǎo)致有較多的荷載傳到墻板上，使得墻板B4應(yīng)變值大于墻板B1?？傮w上，試件LSF的墻板主應(yīng)變曲線基本對(duì)稱，各測(cè)點(diǎn)在罕遇地震時(shí)，應(yīng)變值均有明顯的升高，說(shuō)明墻板在后期參與受力，為框架分擔(dān)更多的荷載。

5.3.2試件PCF

從圖17中可看出，墻板B2混凝土一直處于彈性工作階段，各測(cè)點(diǎn)應(yīng)變發(fā)展趨勢(shì)基本相似，由于墻板的滑移，始終未發(fā)揮出較高的承載力。墻板B4在多遇地震時(shí)應(yīng)變曲線呈一定的線性關(guān)系，隨著位移角的增加，墻板進(jìn)入非彈性階段，混凝土產(chǎn)生較大拉、壓應(yīng)變，產(chǎn)生應(yīng)力重分布，曲線走勢(shì)突變，說(shuō)明有較多的荷載傳遞到墻板上；墻板中的H3和H6點(diǎn)在罕遇地震時(shí)受到較大應(yīng)力，導(dǎo)致應(yīng)變值過(guò)大，因此本文在①、②處將其截?cái)唷？傮w上，一層墻板應(yīng)變值高于二層墻板的，墻板應(yīng)變值在罕遇地震時(shí)均有明顯升高，說(shuō)明墻板為主體結(jié)構(gòu)貢獻(xiàn)了一定的承載力和剛度。

a—墻板B2主應(yīng)變曲線；b—墻板B3主應(yīng)變曲線。圖17 試件PCF主應(yīng)變-位移角關(guān)系曲線Fig.17 Principal strain versus displacement angle curves of specimen PCF

6 結(jié)束語(yǔ)

1)在罕遇地震作用下，外掛新型預(yù)制圍護(hù)墻體RC框架結(jié)構(gòu)在承載構(gòu)件局部發(fā)生較大損傷后仍表現(xiàn)出良好的抗震性能，說(shuō)明具有一定剛度的新型圍護(hù)墻體可作為結(jié)構(gòu)抗震安全的第二道防線，為主體結(jié)構(gòu)提供附加剛度和冗余度，降低結(jié)構(gòu)在罕遇地震作用下倒塌的概率。

2)新型連接節(jié)點(diǎn)在試驗(yàn)過(guò)程中未出現(xiàn)明顯的損壞，說(shuō)明此種新型連接節(jié)點(diǎn)設(shè)計(jì)基本合理，具有較好的可靠性。在多遇地震時(shí)，節(jié)點(diǎn)無(wú)滑移，保障結(jié)構(gòu)“小震不壞”的設(shè)計(jì)理念；在設(shè)防地震時(shí)，節(jié)點(diǎn)發(fā)生滑動(dòng)，外掛墻板不參與結(jié)構(gòu)受力；在罕遇地震作用下，節(jié)點(diǎn)滑移到限位點(diǎn)后為外掛墻板提供可靠的連接力，防止結(jié)構(gòu)因剛度退化而導(dǎo)致的層間變形過(guò)大的問(wèn)題。

3)圍護(hù)墻體參與受力后，預(yù)制輕鋼龍骨墻板承擔(dān)的水平荷載比例約為48%～50%，在整個(gè)試驗(yàn)過(guò)程中，墻板未產(chǎn)生明顯破壞現(xiàn)象，滑移現(xiàn)象較顯著；預(yù)制鋼筋混凝土墻板承擔(dān)的水平荷載比例約為52%～54%，洞口角部和節(jié)點(diǎn)連接處的混凝土出現(xiàn)局部受拉破壞情況，螺栓節(jié)點(diǎn)被壓屈，墻板發(fā)生較大轉(zhuǎn)動(dòng)，因此在實(shí)際應(yīng)用中，應(yīng)對(duì)墻體應(yīng)力集中部位及連接件處進(jìn)行局部加強(qiáng)。

4)具有一定剛度的預(yù)制輕鋼龍骨圍護(hù)墻板和預(yù)制鋼筋混凝土圍護(hù)墻體可提升框架結(jié)構(gòu)在罕遇地震下的抗震性能和抗倒塌能力，可靠及合理的連接節(jié)點(diǎn)是實(shí)現(xiàn)圍護(hù)墻體和主體結(jié)構(gòu)協(xié)同受力的關(guān)鍵部件。