吳方伯++李大禹++歐陽靖++蔣文++周緒紅

摘要：試驗設(shè)計了4榀足尺框架結(jié)構(gòu)，其中1榀為空框架，3榀為帶新型橫孔空心砌塊砌體填充墻，帶填充墻框架試件分為剛性連接試件和柔性連接試件2種。對各試件在恒定豎向力和水平低周反復(fù)荷載作用下的抗震性能進行試驗，研究了框架在不同連接形式下的破壞特征、滯回特性、骨架曲線、位移延性、剛度退化、強度退化、耗能能力。結(jié)果表明：柔性連接試件抗震性能介于空框架和剛性連接試件之間，框架梁和填充墻采用拉結(jié)筋連接試件的抗震性能相對于未設(shè)置拉結(jié)筋試件有所改善，但提高幅度有限。

關(guān)鍵詞：鋼筋混凝土框架；新型混凝土橫孔空心砌塊；擬靜力試驗；柔性連接；剛性連接；抗震性能

中圖分類號：TU375.4 文獻標(biāo)志碼：A

0 引 言

砌體填充墻框架結(jié)構(gòu)在中國建筑結(jié)構(gòu)中應(yīng)用廣泛。為了保護土地資源和生態(tài)環(huán)境，過去大量應(yīng)用的粘土實心磚已逐漸被取締，取而代之的是新型墻體材料[1]，如混凝土空心砌塊等。世界上幾次大地震調(diào)查數(shù)據(jù)表明，填充墻與框架之間相互作用復(fù)雜。在中國以往對框架填充墻抗震性能方面的研究中，墻體大都采用傳統(tǒng)粘土磚墻或混凝土墻[26]，本文中的新型混凝土橫孔空心砌塊相較于其他砌塊具有施工方便以及保溫、隔熱、防火、防滲性能好等優(yōu)點，但其與框架結(jié)構(gòu)不同連接方式下的抗震性能一直鮮有研究。

填充墻通常被當(dāng)作非結(jié)構(gòu)構(gòu)件來設(shè)計，不考慮其對結(jié)構(gòu)整體剛度的影響[7]。為了減小填充墻對框架結(jié)構(gòu)的不利影響，《建筑抗震設(shè)計規(guī)范》（GB 50011—2010）和《砌體結(jié)構(gòu)設(shè)計規(guī)范》（GB 50003—2011）均建議填充墻與框架應(yīng)脫開或采用柔性連接。為此，本文對新型橫孔空心砌塊填充墻與框架結(jié)構(gòu)采用不同連接形式進行抗震性能試驗研究，針對此種橫孔連鎖砌體提出填充墻與框架柱、梁采用拉結(jié)筋連接，其中框架梁的拉結(jié)筋錨固在頂皮砌塊的現(xiàn)澆鋼筋混凝土帶中，增強框架與填充墻的協(xié)同工作，減小填充墻對框架的不利影響，改善整體結(jié)構(gòu)的抗震性能。

1 試驗概況

1.1 試件設(shè)計與制作

為了研究新型砌體填充墻與框架不同連接形式下的抗震性能，本文采用剛性連接和柔性連接2種不同連接方式。試驗設(shè)計試件采用足尺模型以剔除尺寸效應(yīng)，制作了1榀空框架和3榀帶填充墻框架，其中1榀為剛性連接，2榀為柔性連接。試件設(shè)計情況如表1所示。填充墻墻體材料采用新型橫孔空心砌塊，主砌塊尺寸為290 mm×190 mm×200 mm，輔砌塊尺寸為145 mm×190 mm×200 mm，砌塊塊型如圖1所示?？蚣苤O(shè)計軸壓比為0.23，實際施加的軸壓力為300 kN。試件KK尺寸及配筋情況如圖2所示，各試件示意如圖3所示。柔性連接構(gòu)造方式如圖4所示。

1.2 材料力學(xué)性能

框架梁、柱混凝土強度等級為C30，水泥、砂、石子、水的配合比為1∶1.56∶3.16∶0.52，采用425號水泥；填充墻中設(shè)置水平鋼筋混凝土帶，采用C20細(xì)石混凝土現(xiàn)澆，水泥、砂、石子、水的配合比為1∶2.01∶3.27∶0.54，采用425號水泥，并配置26通長拉結(jié)筋；砌塊強度等級為MU3.5，砌筑砂漿強度等級為M5。梁、柱箍筋采用HPB300級鋼筋，縱筋采用HRB400級鋼筋。按有關(guān)試驗標(biāo)準(zhǔn)在澆筑試件的同時制作試塊，養(yǎng)護條件同墻體試件，并對試件所用材料進行材性試驗，實測結(jié)果見表2。

1.3 試驗加載與量測方案

1.3.1 加載裝置

試驗采用MTS加載系統(tǒng)，通過推拉力為1 000 kN的電液伺服作動器端部鋼板與4根鋼桿對框架施加水平低周反復(fù)荷載，作動器荷載的作用線通過框架梁的形心，其中水平作動器一端固定于反力墻，另一端通過鋼桿、螺栓及鋼板與框架梁連接。2臺液壓千斤頂通過反力梁對框架柱施加豎向荷載至預(yù)定軸力，并在試驗過程中保持不變，反力梁固定于可允許千斤頂和框架共同沿水平方向作微小移動的柔性鋼拉桿上。試驗加載裝置如圖5所示。

1.3.2 加載制度

按照《建筑抗震試驗方法規(guī)程》（JGJ 101—96）有關(guān)規(guī)定設(shè)計加載方案，采用力位移混合加載，試驗加載制度如圖6所示。加載方案具體程序為：

（1）試驗進行前，在2個框架柱上施加豎向荷載300 kN（圖5），然后施以1/4預(yù)估開裂位移進行預(yù)加載，反復(fù)2次，檢查試件安裝是否精準(zhǔn)，豎向荷載加載裝置是否可靠，應(yīng)變和位移測量儀器是否正常工作，固定儀器裝置是否穩(wěn)固等。

（2）試件屈服前，采用力控制并分級加載，每級荷載循環(huán)1次直至試件屈服，隨后改用位移控制，以試件屈服位移的倍數(shù)為級差進行加載，每級位移加載循環(huán)3次。隨著變形的增加，試件的水平荷載下

降至極限荷載的85%，加載停止。

1.3.3 量測方案

位移計1#，2#，3#分別對框架梁中心軸高度、框架柱一半高度處及柱根部的水平位移進行測量（圖7），為觀測地梁可能發(fā)生的水平位移，在地梁水平方向安裝4#位移計。應(yīng)變片布置在梁、柱端部關(guān)鍵受力區(qū)域的縱筋和箍筋上。通過控制器和數(shù)據(jù)采集儀自動收集試驗過程中所有的荷載、位移和應(yīng)變信號。在試件開裂后，每加載或卸載1次，都采用裂縫放大鏡仔細(xì)觀察墻體的裂縫發(fā)展情況，并記錄下來，以了解試件的損傷情況。

2 試驗現(xiàn)象及分析

2.1 試件主要破壞過程

2.1.1 試件KK

當(dāng)水平荷載為20 kN時，在柱根部出現(xiàn)第1條彎曲裂縫，梁端部也相繼出現(xiàn)彎曲裂縫。梁、柱端部隨著水平荷載的增大不斷產(chǎn)生新的裂縫，且逐漸向梁、柱中部過渡。舊裂縫隨著荷載增大不斷發(fā)展，在梁、柱端部側(cè)面逐漸形成貫通。當(dāng)水平荷載為80 kN時，梁端縱筋和柱根部縱筋相繼進入屈服狀態(tài)。此后進入位移加載，每級位移加載循環(huán)3次。在位移幅值為60 mm時，柱根部混凝土保護層剝落，縱筋外露，混凝土壓碎，形成塑性鉸。在位移幅值為90 mm時，梁、柱端部混凝土壓碎剝落嚴(yán)重，縱筋裸露，此時試件的水平承載力小于極限荷載的85%，加載停止。試件最終破壞情況如圖8（a）所示。

2.1.2 試件GQK

當(dāng)水平荷載為30 kN時，填充墻灰縫處出現(xiàn)裂縫，柱根部出現(xiàn)1條彎曲裂縫，隨后在梁端部出現(xiàn)彎曲裂縫。隨著水平荷載的增大，填充墻裂縫不斷發(fā)展，梁、柱端出現(xiàn)多條新裂縫。當(dāng)水平荷載為70 kN時，墻體形成階梯形裂縫，填充墻頂部出現(xiàn)水平荷載，梁、柱不斷產(chǎn)生新的裂縫。當(dāng)水平荷載為80 kN時，填充墻裂縫不斷發(fā)展、變寬，頂部砌塊發(fā)生脫落，梁、柱端部裂縫逐漸在側(cè)面形成貫通裂縫，梁端縱筋和柱根部縱筋相繼進入屈服狀態(tài)。此后進入位移加載，每級位移加載循環(huán)3次。在位移幅值為40 mm時，填充墻破壞嚴(yán)重，柱根部混凝土壓碎，保護層剝落，形成塑性鉸，填充墻頂端一皮砌塊剝落嚴(yán)重。在位移幅值為60 mm時，梁、柱端部混凝土壓碎剝落嚴(yán)重，縱筋裸露，此時試件的水平承載力小于極限荷載的85%，加載停止。試件最終破壞情況如圖8（b）所示。

2.1.3 試件RQK1

當(dāng)水平荷載為20 kN時，填充墻出現(xiàn)裂縫，柱根部出現(xiàn)彎曲裂縫。當(dāng)水平荷載為40 kN時，填充墻出現(xiàn)階梯形裂縫。填充墻裂縫隨著水平荷載的增大而不斷發(fā)展，同時在柱端側(cè)面出現(xiàn)裂縫。當(dāng)水平荷載為80 kN時，柱縱筋進入屈服狀態(tài)。此后進入位移加載，每級位移加載循環(huán)3次。在位移幅值為60 mm時，填充墻局部發(fā)生破碎。在位移幅值為80 mm時，梁、柱端部混凝土剝落，此時試件的水平承載力小于極限荷載的85%，加載停止。試件最終破壞情況如圖8（c）所示。

2.1.4 試件RQK2

當(dāng)水平荷載為20 kN時，填充墻出現(xiàn)裂縫，柱根部出現(xiàn)彎曲裂縫。當(dāng)水平荷載為40 kN時，填充墻出現(xiàn)階梯形裂縫。填充墻裂縫隨著水平荷載的增大而不斷發(fā)展，同時在柱端側(cè)面也出現(xiàn)裂縫。當(dāng)水平荷載為100 kN時，柱縱筋進入屈服狀態(tài)。此后進入位移加載，每級位移加載循環(huán)3次。在位移幅值為60 mm時，填充墻局部發(fā)生破碎。在位移幅值為90 mm時，梁、柱端部混凝土剝落，填充墻下部砌塊出現(xiàn)梯形破壞，此時試件的水平承載力小于極限荷載的85%，加載停止。試件最終破壞情況如圖8（d）所示。

2.2 滯回曲線

各試件的荷載位移（Pδ）滯回曲線如圖9所示。由各試件的滯回曲線可以得出：

2.2.1 試件KK

試件KK開裂前滯回環(huán)面積極小，卸載后變形可恢復(fù)，試件處于彈性工作階段；隨著荷載的增加，試件開裂后滯回環(huán)呈梭形，耗能能力增大；試件屈服后曲線呈現(xiàn)弓形，耗能能力增大，滯回環(huán)表現(xiàn)出少許的“捏縮”現(xiàn)象，試件處于彈塑性工作階段；達到峰值荷載前滯回環(huán)出現(xiàn)明顯的“捏縮”現(xiàn)象，曲線呈現(xiàn)梭形，耗能能力進一步增大；達到峰值荷載后滯回環(huán)呈現(xiàn)倒S形，卸載的殘余變形較大，耗能能力降低，峰值荷載后承載力下降較為平緩。

2.2.2 試件GQK

試件GQK開裂前的現(xiàn)象同試件KK，位移較小，試件處于彈性工作階段；試件開裂后滯回環(huán)呈梭形，耗能能力增大；隨著荷載的增大，填充墻開裂嚴(yán)重，位移快速增大，滯回環(huán)出現(xiàn)明顯的“捏縮”現(xiàn)象，曲線呈現(xiàn)倒S形，卸載的殘余變形很大，耗能能力下降較快，峰值荷載后承載力下降較為迅速。

2.2.3 試件RQK1和試件RQK2

試件RQK1和試件RQK2屈服之前滯回曲線與耗能能力類似于試件KK；試件屈服后，進行位移循環(huán)加載，此時的滯回環(huán)出現(xiàn)少許的“捏縮”現(xiàn)象，曲線呈現(xiàn)倒S形，試件耗能能力變大，試件處于彈塑性階段；試件的承載力逐漸增至極限荷載，滯回環(huán)出現(xiàn)明顯的“捏縮”現(xiàn)象，卸載的殘余變形較大，耗能能力降低，曲線呈現(xiàn)倒S形，峰值荷載下降較試件GQK平緩。

2.3 骨架曲線

根據(jù)《建筑抗震試驗方法規(guī)程》中的規(guī)定，試件的骨架曲線取各加載級第1循環(huán)的峰點所連成的包絡(luò)線，如圖10所示。試件GQK在位移幅值為60 mm的第3次循環(huán)時，荷載下降到極限荷載的85%

以下，加載停止。骨架曲線上各主要加載階段的特征荷載和特征位移如表3所示。

由圖10和表3得出以下結(jié)論：

別為試件極限荷載和極限位移，極限荷載定義為峰值荷載的85%；μ為位移延性系數(shù)。 （1）相對于空框架KK，剛性連接試件的開裂荷載有了提高，開裂位移較小，在填充墻開裂后，位移迅速增大，柔性連接試件的開裂荷載提高幅度較小。

（2）相對于空框架KK，填充墻的存在提高了結(jié)構(gòu)的峰值荷載，其中剛性連接試件GQK提高幅度最大，是試件KK的1.40倍，柔性連接試件RQK1和試件RQK2次之，均是試件KK的1.24倍。

（3）相對于空框架KK，剛性連接試件GQK破壞時的位移明顯減小，柔性連接試件RQK1破壞時的位移較剛性連接大，是因為框架與填充墻預(yù)留縫減小了相互之間的頂推作用，試件RQK2破壞時的位移與空框架KK接近，但由于框架梁和填充墻之間有拉結(jié)筋的作用，極限荷載有所提高，極限位移相對于試件RQK1增大，接近于試件KK。

2.4 位移延性

位移延性系數(shù)μ為試件的極限位移δu與屈服位移δy之比。實際位移延性系數(shù)考慮試件的滯回曲線并非完全對稱后按式（1）計算，即

μ=|+δu|+|-δu||+δy|+|-δy|

（1）

根據(jù)表3可知：

（1）試件KK的位移延性系數(shù)μ為3.81，剛性連接試件GQK的位移延性系數(shù)為3.25，剛性連接整體結(jié)構(gòu)的位移延性系數(shù)較空框架有所降低，但幅度較小，因為填充墻嚴(yán)重開裂后，位移迅速增大，變形趨于空框架。

（2）柔性連接試件的位移延性系數(shù)在3.76～3.99之間，其中試件RQK1由于框架梁與填充墻之間設(shè)置預(yù)留縫，延性有所改善，而試件RQK2在框架梁和填充墻之間設(shè)置拉結(jié)筋，延性較空框架略低。柔性連接試件延性均高于剛性連接試件。

2.5 剛度退化

試件剛度采用滯回環(huán)峰值點的割線剛度K來表示，并取正反向平均值。各試件的割線剛度隨位移的退化曲線如圖11所示。由圖11可知：

（1）隨著位移的增加，剛性連接試件GQK剛度在經(jīng)歷加載初期的波動后退化速率較柔性連接快，空框架KK剛度退化速率最慢，且各試件剛度退化速率逐漸減小。各試件之間的剛度差異隨著位移的增大逐漸減小，最終趨于接近，表明此時主要由框架對剛度做出貢獻，填充墻基本退出工作。

（2）帶填充墻試件較空框架試件剛度有明顯改善，剛性連接試件GQK的初始剛度是空框架KK的2.82倍，柔性連接試件RQK1和試件RQK2的初始剛度較試件GQK有所減弱，是空框架KK初始剛度的2.62倍～2.74倍，其中由于試件RQK2框架梁與填充墻之間采用拉結(jié)筋連接，初始剛度較試件RQK1略高。

2.6 強度退化

在反復(fù)加載過程中，隨著循環(huán)次數(shù)的增加，填充墻框架在某一級位移幅值下峰值荷載出現(xiàn)降低的現(xiàn)象稱為強度退化[3]。根據(jù)《建筑抗震試驗方法規(guī)程》，試件強度退化系數(shù)λn應(yīng)按式（2）計算，即

λn=PnPn-1

（2）

式中：Pn為某一級位移幅值下第n次循環(huán)的峰值荷載；Pn-1為某一級位移幅值下第n-1次循環(huán)的峰值荷載。

各試件在某一級位移幅值下的強度退化系數(shù)如圖12所示。在位移幅值為90 mm的第1次循環(huán)中，承載力下降至極限荷載的85%以下，加載停止。由圖12可知：剛性連接試件GQK在一定的位移幅值下第2，3次循環(huán)衰減幅度大于其他試件，空框架試件KK的衰減幅度最小，其次是柔性連接試件，試件RQK1和試件RQK2第3次循環(huán)衰減幅度遠小于第2次循環(huán)衰減幅度。這表明填充墻逐漸退出工作后，由于柔性連接框架與填充墻之間設(shè)置了預(yù)留縫并采用拉結(jié)筋進行有效拉結(jié)，減小了填充墻對框架結(jié)構(gòu)的不利影響。

2.7 耗能能力

各試件累積耗能曲線如圖13所示，累積耗能E為試件在不同位移幅值時3次循環(huán)的耗能之和，其中柔性連接試件RQK2在位移幅值為90 mm時第1次循環(huán)承載力下降至極限荷載的85%以下，加載停止，因此這里未計入。由圖13可知：

（1）隨著位移的增加，試件的累積耗能不斷增大，且增速加快。帶填充墻的試件耗能大于空框架，在位移幅值60 mm時，剛性連接試件GQK的累積耗能是空框架KK的1.73倍，柔性連接試件是空框架KK的1.31倍～1.57倍。

（2）在不同的受力階段，各試件耗能能力不同。在位移幅值60 mm的循環(huán)后，試件GQK耗能能力較差，達到試驗終止條件，而試件RQK1和試件RQK2仍具有一定的耗能能力，此時填充墻退出工作，框架成為耗能主體。這說明柔性連接耗能能力要優(yōu)于剛性連接。

3 結(jié) 語

（1）填充墻的存在提高了框架的承載能力，剛性連接提高幅度最大，柔性連接次之。

（2）填充墻框架結(jié)構(gòu)采用柔性連接相對于剛性連接具有良好的延性，對于柔性連接，框架梁與填充墻采用拉結(jié)筋連接試件RQK2延性較未采用連接試件RQK1有所提高，但提高幅度不大。

（3）填充墻對框架剛度有明顯的貢獻，試件RQK2初始剛度較試件RQK1略高。隨著荷載增大，柔性連接試件剛度退化較剛性連接試件慢。

（4）柔性連接試件在一定的位移幅值循環(huán)加載下衰減幅度介于剛性連接試件和空框架之間，其中試件RQK2在多次循環(huán)后衰減幅度逐漸減小，相對于試件RQK1有所改善。

（5）柔性連接試件的耗能能力要優(yōu)于剛性連接試件。

（6）柔性連接試件抗震性能介于空框架和剛性連接試件之間，其中框架梁和填充墻采用拉結(jié)筋連接試件抗震性能相對于未設(shè)置拉結(jié)筋試件有所改善，但提高幅度有限。對于柔性連接的構(gòu)造措施需進一步改進。

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