关于砌体填充墙钢筋混凝土框架结构的大量震害及研究结果^[1,2,3]表明, 填充墙并非单纯“非结构”构件, 其与主体框架之间存在着极其复杂的相互作用, 强度和刚度均较大的砌体填充墙能明显增大整体结构的刚度和抗侧能力, 地震中甚至会改变梁柱构件的受力状态。对此, 虽然国内外都进行了为数不少的研究, 但抗震设计相关规范均未能给出科学的设计方法。我国在21世纪时, 由于绿色建筑、建筑工业化的发展, 各种新型轻质墙板纷纷登上建筑业舞台, 逐渐替代传统的砌体填充墙。由于墙板与墙板之间、墙板与框架梁柱之间的可靠连接是保证结构整体获得优良抗震性能的关键, 故受到了很大的关注。

　　 国内对新型墙板研究工作开展也较早, 在1978年郁彦^[4]根据赴日本建筑考察, 较为系统地介绍了日本建筑内外墙板的连接构造方式。姚谦峰等^[5]介绍了墙板与周边构件的三种连接方式的构造处理和施工要求, 但并未涉及抗震性能的评价。夏军武等^[6]分析柔性连接的内嵌蜂巢夹芯墙板对框架结构抗震性能的影响规律;王静峰等^[7]通过试验研究, 认为钢管混凝土框架与墙板之间采用U形卡扣件或钩头螺栓等连接件, 具有良好的共同工作性能和安全可靠性。方明霁等^[8]通过足尺模型振动台试验, 研究各个加载工况下的模型破坏反应过程。陆天佐等^[9]通过对比研究了混凝土框架和靠螺栓连接的填充墙板的破坏模式, 认为墙板与框架连接可靠, 可在震区推广使用。国外学者^[10,11]也对砌体填充墙研究较多, 但是针对不同连接方式的墙板框架结构的抗震性能研究却极少。

　　 国内外与墙板填充框架结构有关的研究主要停留在以下几方面:1) 介绍国内外墙板与周边构件的连接方式;2) 结合实际工程总结和优化连接的施工工艺;3) 研究不同连接方式的破坏形态;4) 试验对比研究有无填充墙板框架结构的抗震性能。现有文献几乎未涉及不同连接方式对墙板填充框架结构抗震性能的影响, 本文拟对采用两种不同典型连接方式的墙板填充框架结构进行试验研究, 研究其受力变形破坏机理, 以期对有关规范的制定和施工工艺的形成提供理论支撑。

　　 模型采用与原型框架强度一致的材料, 即梁、柱的纵向钢筋采用HRB400级钢筋, 箍筋采用HPB300级钢筋, 混凝土强度等级为C40。采用成都某厂生产的“壁宝牌”新型节能轻质复合实心墙板, 如图1所示, 即由带纤维增强的硅酸钙板和EPS轻质混凝土板芯组成的复合实心墙板, 经测试复合墙板的面外平均抗压强度为3.4MPa, 面内的平均抗压强度为2.4 MPa。采用该厂自制的嵌缝膏对板与板之间、板与梁柱之间进行填缝处理, 接缝处均粘贴纤维网防裂带。

　　 试验模拟对象为一幢五层钢筋混凝土框架建筑中的一层一跨填充墙框架。利用“相似性协调模型设计方法”, 对原型结构的层高、柱网跨度、梁柱截面尺寸进行缩尺, 缩尺比例为1∶2。最终, 两榀框架 (M1, M2) 均采用相同的设计尺寸, 即柱截面设计尺寸为200mm×200mm, 梁截面设计尺寸为150mm×300mm, 框架柱轴线跨度为2.1m, 层高为1.85m, 柱设计轴压比n=0.20。

　　 由于浇筑量较大, M1和M2分两批次浇筑养护, 每批次浇筑时, 制作3个混凝土标准立方体抗压试块, 与构件同一条件下养护, 实测混凝土抗压强度平均值f_cu, M1为37.6MPa, M2为49.6MPa。本试验按照《建筑抗震设计规范》 (GB 50011—2010) ^[12]和《混凝土结构设计规范》 (GB 50010—2010) ^[13]要求, 计算设计的试件模型示意图及局部详图如下:

　　 (1) M1:按照现行工法图集《内隔墙-轻质条板 (一) 》 (10J113-1) 连接形式, 填充墙由3块墙板错缝安装而成, 其中②号墙板由2块墙板上下拼接而在中部有一条水平拼接缝, M1示意图及局部详图见图2, 3。

　　 (2) M2:按照“壁宝牌”轻质节能墙板企业现行的连接形式, 填充墙由3块墙板错缝安装而成, 其中②号墙板及③号墙板各由2块大小不同的墙板上下拼接, 在中部各有一条相互错开的水平拼接缝, M2示意图及局部详图见图4, 5。

　　 本试验在四川大学土木工程实验室进行, 加载装置如图6和图7所示。水平作动器一端固定于反力墙, 另一端对模型试件施加水平推覆力, 水平推覆力的作用线与框架梁的形心线相重合。竖向力通过竖向作动器加载于分配钢梁上, 竖向作动器与钢梁之间设置滚轴以减小摩擦, 并通过分配钢梁将竖向荷载均匀施加于框架柱顶。在框架柱的顶端设置预埋固定件使分配钢梁能够稳定地固定在柱顶端;底座两端通过4根地锚杆与地槽连接以限制试件发生整体转动, 并采用反力架及混凝土垫块限制试件发生整体水平滑移。

　　 竖向荷载:预加载施加3级荷载, 每级10kN, 加载完成后, 逐级将荷载卸至零值;正式加载时, 根据轴压比确定应加的竖向荷载值, 先对试件施加50%的竖向荷载, 反复2次后加至100% 的竖向荷载, 并在整个加载过程中保持不变。

　　 水平单向重复推覆力:弹性阶段, 采用荷载控制, 每级荷载增量为10kN, 加至各级的预设荷载, 进行持荷试验记录, 后依次卸载至零值, 再依次施加下一级荷载;进入塑性阶段后, 改为位移控制, 位移值取试件刚进入塑性阶段时位移δ_y的倍数, 即1.5δ_y, 2δ_y, 3δ_y, ……, 当水平荷载下降至峰值荷载的85%以下时停止加载, 试验结束, 加载制度如图8所示。

　　 荷载控制阶段:当水平荷载达到40kN (位移角1/909) 前, 试件未出现裂缝, 处于弹性阶段;当荷载至40kN (位移角1/909) 时, ①号墙板与A柱连接处开裂, 墙板与底座连接件处出现竖向裂缝;当荷载加至70kN (位移角1/346) 时, 梁端和柱端受拉区首次出现裂缝;当荷载加至100kN (位移角1/226) 时, 墙板间相互错动增大, 墙板与框架连接处纤维网防裂带多处出现鼓胀和褶皱现象, 墙板发生严重挤压变形;在荷载加至240kN (位移角1/65) 时, 试件位移增大幅度开始提高, 试件已经进入屈服状态, 墙板与柱在连接处出现贯穿整个受拉区段的竖向裂缝, 试验加载随后进入位移控制阶段。

　　 位移控制阶段:当位移加至1.5δ_y (位移角1/41) 时, 墙板在受拉对角上与框架梁柱脱离;当位移加至2δ_y (位移角1/27) 时, ③号墙板沿受压对角线出现一条贯通的斜裂缝, 达到峰值荷载时, 墙板及框架已明显向一侧倾斜, 墙板呈现从加载一侧“被抬起”的现象;当位移加至3δ_y (位移角1/16) 时, 柱端受压区出现竖向裂缝, 柱底裂缝数量较少, 柱顶裂缝数量较多, ②号墙板由上下拼接处断开并向一侧挤出;当位移加至4δ_y (位移角1/9) 过程中, ①, ③号墙板沿受压对角线方向呈撕裂状, 填充墙体在受拉区与梁柱分离, 受压角部被压碎, 柱端受压区破坏尤为严重, 混凝土被压碎, 大量剥落, 形成塑性铰, 模型框架整体严重向一侧倾斜。随位移增大, 承载力下降, 至峰值荷载的85%时, 模型试件宣告破坏, 试验结束。

　　 荷载控制阶段:在水平荷载加至120kN (位移角1/1 197) 前, 试件未出现裂缝;当荷载加至120kN (位移角1/1 197) 时, 在③号墙板上下两板接缝处及②号和③号墙板接缝处出现裂缝, 混凝土框架未出现变化;当荷载加至150kN (位移角1/708) 时, A柱顶端节点区下角首次出现细小斜裂缝, ①号墙板与A柱的连接处有沿灰缝的裂缝开展, 贯通整个受拉区段;当荷载加至160kN (位移角1/592) 时, A柱顶端受拉区裂缝向两端延伸, ①号墙板与②号墙板接缝仍未出现裂缝, ②号墙板与③号墙板之间的错动明显增大;当荷载加至200kN (位移角1/220) 时, 靠近A柱的梁端受拉区首次出现两条裂缝;当荷载加至270kN (位移角1/53) 时, 试件位移增大幅度提高, 试件进入屈服状态, 随后进入位移控制阶段。

　　 位移控制阶段:当位移加至1.5δ_y (位移角1/31) 时, 墙板在受拉区段与框架脱离;当位移加到2δ_y (位移角1/19) 时, ①号墙板及②号墙板角部开裂鼓胀, 框架整体发生明显倾斜, 墙板呈现从加载一侧“被抬起”的现象;当位移加到3δ_y (位移角1/11) 时, 框架整体严重倾斜, 柱端受压区混凝土压碎, ①号墙板与②号墙板发生整体倾斜, ③号墙板在平面外发生偏转;在位移加载至4δ_y (位移角1/6) 的过程中, 柱端受压区混凝土不断被压碎崩落;达到位移加载峰值时, 柱端受压区混凝土压酥, 大量剥落, 形成塑性铰, 墙板在受压对角线上挤压破坏明显;继续增大位移, ②号墙板与框架的拉结筋严重变形;①号墙板和③号墙板出现贯通受压对角线的斜裂缝;同时③号墙板下部出现一条贯通水平裂缝, 并在平面外发生较大偏转。随着位移的增大, 荷载下降, 当降至峰值荷载的85%时, 模型试件宣告破坏, 试验结束。

　　 对比两组试验破坏现象, 可以发现:1) 两组试验粘结砂浆相同, M1的开裂荷载明显小于M2, 除混凝土强度的差异外, 墙板不同的连接方式对墙板与框架之间裂缝的开展有所影响。2) M1连接方式中, L形卡件的设置对墙体平面外的位移起到了一定的约束作用, 限制了墙板在平面外的偏转和位移, 墙板斜撑作用明显, 最终墙板在平面内沿受压对角线方向撕裂;M2连接方式中, 未设置L形卡件, 最终破坏时, 墙板在平面外发生了偏转和位移。3) M1的裂缝最先在①号墙板和A柱间出现, 而M2的裂缝则在③号墙板上下板接缝处和③号墙板与②号墙板接缝处出现, 究其原因, 在安装的过程中, M2的①号墙板和②号墙板接缝处均打入插筋, ③号墙板是最后嵌入的, 未能打入与框架相连的拉结钢筋。此时的③号墙板与框架的连接方式相当于采用M1的连接方式而未设置L形卡件, 由于①号墙板与②号墙板整体性较好, 故在地震力作用下, ①号墙板与②号墙板作为整体将斜撑作用力传递给③号墙板, 导致③号墙板周围的接缝在早期出现裂缝。

　　 本次试验中, 利用荷载传感器读取的荷载加载值和百分表位移计和激光位移计读取并记录相应荷载下结构横梁轴线处的水平侧移值绘制荷载-位移曲线, 两个模型试件的荷载-位移曲线如图10所示。

　　 从图10可以看出:1) M1的峰值荷载高于M2, 究其原因, 除框架梁柱混凝土强度的影响外, M2由于墙板接缝处插筋的存在, 在峰值荷载前, 墙板参与抗侧作用的程度高, M1连接方式的不同对结构极限承载能力产生了积极影响。2) 对于M1连接方式, 由于L形卡件的存在, 使墙板始终在平面内变形, 与框架的协同作用时间较长, 后期随着荷载增大, 框架变形较大时, 墙板对框架的支撑作用较强, 对后期刚度贡献较大;而对于M2连接方式, 由于缺少对墙板平面外偏转的有效约束, 峰值点过后墙板发生平面外偏转, 斜撑作用明显降低, 导致峰值后M2的抗侧力退化程度大于M1。因此, 连接方式对大震下结构的延性有一定的影响。

　　 根据《建筑抗震试验方法规程》 (JGJ/T 101—2015) ^[14], 本文采用割线刚度来描述模型结构在水平反复荷载下的刚度退化规律, 割线刚度计算方法如下:

　　 ${\rm K}{}_i=\frac{|+F{}_i|+|-F{}_i|}{|+\delta {}_i|+|-\delta {}_i|}(1)$

　　 式中:K_i为第i级荷载下的刚度;+F_i, -F_i分别为第i级正向、负向峰值荷载;+δ_i, -δ_i分别为第i级正向、负向峰值荷载对应的位移值。

　　 以刚度为纵坐标、水平位移为横坐标绘制各模型试件的刚度退化曲线, 如图11所示。从图11可以明显看出:1) 两组模型的刚度退化趋势一致, 均随位移的增大而逐渐降低。2) 加载前期, M1的刚度明显低于M2, 且M1的前期刚度下降更快。究其原因, M1的墙板与框架梁柱的连接主要依靠粘结砂浆, 整体性一般, 而M2墙板与框架梁柱的连接则主要依靠L形插筋, 整体性更好, 故前期M2刚度更大。此外, 由于砂浆强度低, 墙板与框架梁柱开裂较早, 且开展迅速, 故M1的刚度下降较快。3) 加载后期, M1和M2的刚度降至同一水平, 究其原因, 随着墙板的破坏及裂缝的充分发展, 框架成为主要的抗侧力构件, 故两组试件的抗侧刚度趋于一致。

　　 《建筑抗震试验方法规程》 (JGJ/T 101—2015) ^[14]给出了延性系数μ的计算方式, 即采用试件的极限位移和屈服位移的比值来表示:

　　 $\mu =\delta {}_{\text{u}}/\delta {}_{\text{y}}(2)$

　　 两组试件的特征点位移见表1。

　　 我国规范通常以延性系数来合理地表征试件的延性, 本试验的两个构件的位移延性系数见表1, M1和M2的延性系数分别为7.21和10.61, M1的延性系数低于M2, 除了框架梁柱混凝土强度的差异外, 墙板连接方式也是影响构件延性的重要因素。

　　 通过对两榀采用不同连接方式的框架-墙板结构在单向重复荷载作用下的抗震性能的试验研究, 形成了以下结论:

　　 (1) 试验所采用的墙板因其具有良好的适应变形的能力, 在加载全过程中始终与框架协同作用抵抗侧力, 墙板的存在对框架结构的强度和抗侧刚度均具有一定的贡献。

　　 (2) 侧向加载过程中, 不同连接方式下墙板与框架梁柱接缝处相对错动情况不同, 墙板参与抵抗侧力作用的程度不同。采用卡件连接方式, 加载前期墙板对结构强度和刚度的贡献程度小于拉结钢筋连接方式, 加载后期的贡献程度, 前者大于后者。

　　 (3) 卡件连接方式在小震水平下表现为柔性连接, 在大震水平下则呈现出刚性连接的斜撑效果;拉接钢筋连接方式则在小震、中震水平下表现为刚性连接, 在大震水平下反而退出工作并显示出柔性连接的特征。

　　 根据本试验研究结果, 建议在墙板施工过程中, 对现行企业的施工方式进行改进, 增加L形卡件, 并对墙板薄弱处进行加固, 以约束墙板在地震力作用下的平面外位移, 保证墙板和框架的协同作用能力。