新型预制围护墙体-两层足尺钢筋混凝土框架抗震性能试验研究*

张国伟 高海智 汪浩强 安佳宁 王 浩 崔雅卓

(1.北京建筑大学大型多功能振动台阵实验室，北京 100044；2.北京建筑大学工程结构与新材料北京高等学校工程研究中心，北京 100044；3.中建科技集团有限公司，北京 100077)

在装配式建筑结构体系中，外墙围护体系占据着重要作用，主要采用内嵌式和外挂式。其中外挂式由于施工效率高、减少现场湿作业、环保等优点，适合在实际工程中推广应用[1]。其形式可分为两种，一种为单一材料的外墙板，例如：蒸压加气混凝土(ALC)墙板；另一种为复合材料外墙板，例如：发泡水泥复合墙板、轻钢龙骨复合墙板、叠合保温墙板[2]。文献[3-4]中对不同连接方式的ALC墙板的钢管混凝土框架结构进行抗震试验及有限元分析，结果表明：内嵌ALC墙板的抗震性能优于外挂ALC墙板，钢管混凝土框架填充ALC砌块结构虽具有较高的承载力但破坏较严重，震后难以修复。于敬海等采用ANSYS有限元软件对框架结构外挂两种不同连接方式的墙板进行建模分析，得出：外挂墙板连接处的刚度越大，框架结构产生的内力越大；随着结构位移的增加，不同连接方式下的外挂墙板对其内力的影响均减小[5]。郭宏超等对外挂再生混凝土墙板钢框架结构进行了抗震性能试验研究，结果表明：设置外挂墙板后，结构的抗震性能有明显的提高，外挂墙板承担水平荷载的比例约为20%～30%[6]。卞文军等的研究结果表明：复合墙板与框架的刚性连接能使结构的承载力和刚度有明显提升，但延性和耗能不如柔性连接，建议在工程中采用柔性或半柔性连接的构造形式[7]。文献[8-9]中对预制减震墙板进行了较为深入的研究，得出：RC框架外挂预制减震墙板结构耗能能力较强，承载力和刚度的衰退速率较缓慢，采用减震墙板对震损框架进行加固后，结构的承载力、刚度和变形能力均有提高，具有良好的抗震性能和抗倒塌能力。曹石等提出一种新型外挂墙板连接节点，通过结合工程案例和数值模拟验证此种节点设计的可行性，并给出验算方法作为此节点设计可行性的有益补充，结果表明：此新型连接节点设计合理、受力安全可靠[10]。侯和涛等对钢框架外挂复合墙板及其节点进行了试验研究[11-12]，结果表明：复合墙板的抗震性能较好，节点均具有稳定的受力机制，下托上拉式节点对墙板有明显的保护作用，此体系具有良好的震后可恢复性。文献[13-14]对钢框架外挂ALC墙板进行试验研究，结果表明：ALC墙板对结构的抗震性能有较大影响，墙板连接处具有足够的稳定性，使墙板能够适应较大的结构变形。

国内对外挂墙板的研究主要为墙板节点处的设计、优化，不同形式的墙板和连接方式对主体结构受力性能的影响等，对于外围护体系在罕遇地震时可否为主体结构提供附加刚度和冗余度，防止强震时结构因刚度不足而倒塌并无深入研究。本文基于两榀两层足尺RC框架外挂新型预制围护墙体，分别对框架的柱顶和柱底处削弱，验证此状态下的结构在罕遇地震时是否仍具有良好的抗震性能以及新型连接节点是否设计合理、受力安全可靠。

1 试验概况

1.1 试件设计

设计两榀两层单跨足尺钢筋混凝土框架试件，编号分别为LSF和PCF，其中LSF为RC框架外挂轻钢龙骨墙板试件，PCF为RC框架外挂钢筋混凝土墙板试件。试件高度为6 680 mm，框架跨度为6 000 mm，层高为3 000 mm，框架梁、柱及地梁均采用C30混凝土。框架梁预埋件的锚板采用Q235B级钢板，弹性模量为2.05×105MPa，厚度为14 mm，锚筋采用HPB300级钢筋，锚筋与预埋钢板穿孔焊接，并在端头设置全锚固板，以弥补锚筋锚固长度的不足。框架主要参数见表1，框架示意见图1a。

表1 框架主要参数Table 1 Main parameters of frames

轻钢龙骨外挂墙板尺寸为3 125 mm×2 974 mm×150 mm，布置单层双向HRB400钢筋网片，钢筋直径为6 mm，间距为150 mm，轻钢龙骨尺寸为120 mm×60 mm×4 mm，壁厚为1.2 mm，与钢筋网片焊接，采用陶粒混凝土浇筑；混凝土外挂墙板尺寸为3 135 mm×2 974 mm×160 mm，墙板中布置双层双向钢筋网片，钢筋直径为8 mm，间距为140 mm，在窗口处加配补强钢筋，钢筋等级均为HRB400级，混凝土强度等级为C30。连接节点处螺栓的直径为20 mm，以框架在罕遇地震作用下层间位移角1/50的限值为依据，设计连接节点长圆孔水平尺寸为120 mm，可使螺栓在罕遇地震下滑移到限位位置处与框架共同受力。对螺栓施加的预紧力为15 kN，可保证螺栓在设防地震下实现自由滑移，不参与受力。墙板连接件构造见图1b，外挂墙板配筋见图1c、图1d。

a—钢筋混凝土框架；b—墙板连接件；c—轻钢龙骨墙板配筋；d—混凝土墙板配筋。图1 混凝土框架及外挂墙板示意 mmFig.1 Schematic diagrams of reinforced concrete frame and exterior wall

试件LSF，减少其柱顶端预留80 mm箍筋加密区的箍筋用量，使顶端梁柱节点处成为薄弱部位；试件PCF，用碳纤维增强复合材料(CFRP)包裹其柱顶和一层梁柱节点处，使柱底成为薄弱处。以此验证外挂墙板在RC框架局部承载构件发生严重塑性损伤后，可为主体结构贡献一定承载力和刚度，起到保护结构的作用。

1.2 材性实测

框架的纵筋和箍筋等级均为HRB400，其弹性模量为2.0×105MPa，钢筋力学性能试验结果见表2；实测养护28 d混凝土立方体抗压强度为32.3 MPa，其弹性模量为3.0×104MPa。

表2 钢筋力学性能Table 2 Mechanical properties of rebars

2 加载方案及测量

2.1 加载方案

本试验加载装置如图2所示。4个穿心千斤顶分别作用在两个分配梁上，通过穿心千斤顶施加竖向荷载，因试件LSF的柱顶被削弱，共施加200 kN作用力，试件PCF共施加400 kN作用力；采用夹板及高强锚杆安装固定在顶梁上，右端与1 000 kN伺服液压作动器相连，施加水平荷载。为防止试件发生平面外失稳，在试件的周围布置防失稳框架。

图2 试验加载装置Fig.2 Test loading device

2.2 加载制度

采用位移控制加载，以顶梁与地梁水平位移的差值作为控制依据，屈服前每级加载循环1次，屈服后每级循环3次，直至试件的层间位移角达到1/50后，停止加载。加载制度示意见图3。

图3 加载制度示意Fig.3 The schematic diagram of loading system

2.3 测量方案

本试验量测的内容主要有：

1)框架和外挂墙板的位移；2)节点连接处的应变；3)外挂墙板应变花处的应变。

试件PCF在试件LSF基础上增加位移计，通过位移计DB1与DB2测得的水平位移差与其高度差的比值得出墙板B4的水平转动角度，通过位移计DB7与DB8测得的竖直位移差与其水平距离的比值得出墙板B4的竖直转动角度，其余墙板同理。位移计布置见图4a、4b。

分别在工字型钢的翼缘和腹板处及地梁预埋件的两侧粘贴钢筋应变片，见图4c。根据惠斯通电桥中半桥接法的原理[15]，当构件受弯时，可抵消水平拉(压)力和竖向压力的影响，即同向力相抵消，异向力相叠加。用G1和G2接半桥测出的应变值，可求得上翼缘处的水平剪切力，其他应变片同理。

外挂墙板应变花位置及编号，如图4d所示。

a—试件LSF位移计布置；b—试件PCF位移计布置；c—连接件处钢筋应变片布置；d—外挂墙板应变花布置。图4 测点布置示意Fig.4 Arrangements of measuring points

3 试验现象及破坏模式

为描述方便，规定靠近水平作动器一侧为右端，远离水平作动器一侧为左端。

3.1 试验现象

3.1.1试件LSF

试验加载到层间位移角θ=1/600(Δ=10 mm)之前，结构处于弹性状态，外挂墙板无明显滑动。加载至θ=1/400(Δ=15 mm)时，B1板产生明显滑移。加载至θ=-1/240(Δ=-25 mm)时，B2板开始滑动。加载至θ=1/170(Δ=35 mm)时，B3板开始滑动。加载至θ=1/80(Δ=75 mm)时，左侧顶端梁柱节点处混凝土脱落，出现明显斜裂缝；反向加载至θ=-1/80时，B4板发生明显滑移。加载至θ=1/67(Δ=90 mm)时，左侧顶端梁柱节点处混凝土被压碎，出现大量裂缝并逐渐延伸变宽；反向加载至θ=-1/67时，B3板位移受限。加载至θ=1/50(Δ=120 mm)时，左侧顶端梁柱节点处混凝土被压溃，大面积剥落，已有的裂缝继续扩展并产生许多新裂缝(图5a)，框架梁的裂缝逐渐加深加宽，贯通梁的底面及侧面，柱底产生大量环向贯通裂缝(图5c)，外挂墙板基本无损伤，此时B1、B3和B4板位移均受限；反向加载至θ=-1/50时，4块墙板位移均受限(图5b、d)。因已加载至层间位移角1/50，加载结束。

a—梁柱节点破坏；b—B4板螺栓滑移受限；c—右侧柱裂缝分布；d—B1、B2板螺栓滑移受限。图5 试件LSF局部破坏现象Fig.5 Local failure of specimen LSF

3.1.2试件PCF

加载至θ=1/600(Δ=10 mm)时，B1板开始滑动。加载至θ=-1/150(Δ=-40 mm)时，B2板发生明显滑移。加载至θ=1/120(Δ=50 mm)时，左侧柱距底端500 mm处混凝土开裂、剥落，柱顶端加固处CFRP布鼓起；反向加载至θ=-1/120时，B4板有明显滑移。加载至θ=1/100(Δ=60 mm)时，右侧柱顶CFRP布开胶，B4板洞口角部处出现斜裂缝(图6a)。加载至θ=1/80(Δ=75 mm)时，左侧柱距地梁300 mm处产生大量裂缝并向上延伸，柱底端产生些许水平贯通裂缝。加载至θ=1/67(Δ=90 mm)时，右侧柱距底端400 mm处产生多条水平裂缝，左侧柱裂缝不断扩展，外侧混凝土剥落。加载至θ=1/50(Δ=120 mm)时，中间梁右侧端部出现贯通剪切斜裂缝(图6b)；左侧柱距底端400 mm处，出现大量弯扭斜裂缝，贯穿整个表面，混凝土大面积剥落(图6c)，与B3板左侧节点相连的地梁预埋件被压屈(图6d)，B4板节点处混凝土开裂，产生多条斜裂缝，B1板位移受限，B3和B4板发生明显滑移和转动；反向加载至θ=-1/50时，B2、B3和B4板位移均受限。

a—B4板洞口角部破坏；b—梁与B4板破坏现象；c—左侧柱底部破坏现象；d—B3板连接件压弯。图6 试件PCF局部破坏现象Fig.6 Local failure of specimen PCF

3.2 破坏模式

试件破坏模式可分为：多遇地震、设防地震和罕遇地震三个阶段。两个试件整体上最终破坏形态无明显差别，只给出试件PCF的最终破坏形态，见图7。

图7 试件最终破坏形态Fig.7 Final failure mode of specimen

1)多遇地震：由于前期施加的水平荷载较小，结构位移较小，未出现裂缝，水平荷载由墙板与框架共同承担，墙板不发生滑移。

2)设防地震：结构进入屈服阶段，墙板与框架开始产生相对滑移，荷载主要由框架承担；试件LSF在顶部梁柱节点处产生大量斜裂缝，试件PCF在柱底产生贯通水平裂缝和斜裂缝，节点连接处混凝土开裂，CFRP加固处开胶、鼓起，外挂墙板均无明显损伤。

3)罕遇地震：墙板位移受限，结构刚度有所提高；试件LSF柱顶混凝土被压碎，产生劈裂裂缝，试件PCF柱底产生严重的弯扭破坏，梁端产生塑性铰，地梁预埋件产生不可恢复的压屈变形。两个试件其余部位均未发生明显破坏，在罕遇地震下仍具有良好的承载能力。

4 试验结果及分析

4.1 滞回曲线

各试件的滞回曲线如图8所示，由图可知：

1)试验加载初期，滞回环面积较小，试件刚度较大，结构无明显裂缝产生，残余变形较小。

2)随着加载位移不断增大，滞回环的面积和残余变形逐渐增大。试件LSF出现明显的捏缩现象，滞回环呈“反S形”，说明该结构受到剪切滑移的影响，主要出现在墙板与RC框架的连接处；试件PCF的滞回环形状呈“弓形”，整体较饱满，说明结构的延性和耗能能力较好。

3)试件在各级加载时正反向最大荷载不对称，是由于安装穿心千斤顶时，柱顶表面未打磨平整，导致所施加的竖向轴压力产生水平分力，方向沿加载正向，因此各试件在反向加载时所施加的荷载较大。

a—LSF试件；b—PCF试件。图8 滞回曲线Fig.8 Hysteretic curves

4.2 骨架曲线

各试件的骨架曲线如图9所示，骨架曲线各特征点见表3，由图9和表3可知：

表3 骨架曲线特征点Table 3 Characteristic points on skeleton curves

1)试件LSF和PCF在弹性阶段，骨架曲线为直线，墙板与框架共同工作；随着加载位移的增大，墙板发生滑移，结构的刚度明显下降；进入罕遇地震后，墙板位移受限，为结构提供了二次刚度，图9中①、②处可看出试件LSF斜率发生突变，使结构在罕遇地震时即便局部产生严重损伤后仍具有良好的承载能力。

图9 骨架曲线Fig.9 Skeleton curves

2)结合两者的骨架曲线和各特征点可得出：两个试件骨架曲线走势基本相似，罕遇地震时，结构具有较好的变形能力，均满足层间位移角不大于1/50的要求，墙板与框架的协同工作使结构承载力只升不降，延性系数分别为4.0和4.8，说明该结构具有良好的抗震性能和抗倒塌能力。

4.3 刚度退化

为反映试件在低周反复作用下刚度的退化规律，根据据JGJ/T 101—2015《建筑抗震试验规程》[16]，采用割线刚度K来描述各试件在各级加载循环下的刚度退化情况，算式如下：

(1)

式中：Ki为第i次循环的割线刚度；+Fi、-Fi为第i次循环时正、反向最大荷载；+Xi、-Xi为第i次循环时正、反向最大荷载所对应的位移值。

试件的刚度退化曲线见图10，由图可知：

图10 刚度退化曲线Fig.10 Stiffness degradation curves

1)试件LSF在多遇地震时，刚度退化较快，随着框架梁、柱逐渐开裂屈服，结构进入弹塑性阶段，墙板与框架发生相对滑移，试件刚度进一步退化，在罕遇地震作用下，如图10中①处所示，退化速率趋于稳定，说明墙板与框架的可靠连接弥补了主体结构在后期因塑性损伤、刚度退化失去的承载能力，起到了保护结构的作用。

2)试件PCF的刚度退化程度较试件LSF缓慢，是由于混凝土板重量较大，滑移效果不明显，发生较大的转动，减缓了试件的刚度退化速率。

4.4 耗能能力

试件累积耗能曲线如图11所示，耗能参数见表4。

图11 耗能曲线Fig.11 Energy dissipation curves

表4 耗能参数Table 4 Energy dissipation coefficients

1)试件在加载初期，处于弹性阶段，耗能较少；结构屈服后，墙板与框架发生相对滑动，结构主要依靠墙板节点处的滑动摩擦以及框架开裂处混凝土的骨料咬合、摩擦消耗能量，耗能能力不断增加；罕遇地震时，墙板位移受限，结构主要以框架变形、顶部梁柱节点处混凝土压溃和柱底产生大量弯扭斜裂缝释放能量，使得图11中①、②处曲线斜率明显增大。

2)试件LSF屈服时的ξe和E均比极限状态时略大，是由于结构在屈服时通过框架的开裂，墙板节点处滑移摩擦来消耗能量，进入罕遇地震后，墙板位移受限，仅通过框架局部损伤消耗能量，导致ξe和E较小。试件PCF的ξe和E的值高于试件LSF，是由于试件PCF的开裂及损伤程度较试件LSF严重，使得试件PCF在罕遇地震下释放出大量能量。

5 墙体位移及内力分析

5.1 墙板位移

取每级加载时位于墙板螺栓节点处的正反向最大位移，绘制出墙板随层间位移角变化的位移曲线，如图12所示，墙板滑移与位移受限位置见表5。

表5 墙板滑移与位移受限所对应的位移角Table 5 Displacement angles corresponding to wall panel slip and displacement limited

5.1.1试件LSF

1)从图12a可看出，墙板在多遇地震时几乎无明显滑动，进入设防地震后墙板B1、B2开始滑移，墙板B3、B4由于一层梁在加载初期位移较小以及传递到墙板挂点处的荷载不大，导致墙板B3和B4滑移滞后。罕遇地震时，除墙板B2仍可自由滑动外，其余墙板位移均受限。

2)由图12b可知，墙板B2和B4竖直位移大于墙板B1和B3。图中①处竖直位移突降，说明墙板B2在θ=1/50时水平滑移变大，限制了竖直位移的增加；图中②和③处竖直位移突增，说明墙板B2和B4位移均受限，随着加载位移的增加，墙板不再水平滑动，转动幅度增加。

a—试件LSF墙板水平位移ΔH与位移角θ对比；b—试件LSF墙板竖直位移Δv与位移角θ对比；c—试件PCF墙板水平位移ΔH与位移角θ对比；d—试件PCF墙板转角θr与位移角θ对比。图12 墙板位移曲线Fig.12 Displacement curves of wall panels

5.1.2试件PCF

1)从图12c可看出，因墙板B1螺栓节点处施加的预紧力较小，导致其在多遇地震时过早地发生滑移；墙板B2和B4在设防地震时滑移，墙板B3在罕遇地震时有明显滑移，说明混凝土墙板滑移情况并不规律，这是由于混凝土墙板质量较大，随着框架位移角的增大，梁逐渐开裂屈服，产生弯曲变形，导致墙板下沉，转动幅度增大，限制了墙板的水平滑动。加载到θ=-1/50时，除墙板B1仍可发生自由变位外，其余墙板位移均受限。

2)从图12d可看出，正向加载时，墙板B1几乎平动，墙板B2始终没有明显的相对滑移，而是发生较大的转动，角度约为1.28°；反向加载时，墙板B4转角最大，约为1.5°。在整个加载过程中，墙板转动幅度较规律，均随着层间位移角的增加而不断增大。

5.2 墙板节点力

取框架梁工字型钢上翼缘处各级加载的应变值，按式(2)计算出水平剪切力F，其示意如图13所示。

σ=Eε

(2a)

式中：σ为测点处应力；E为材料弹性模量；M、W分别为弯矩和抗弯截面模量；l为水平剪切力F到梁端的距离；I为惯性矩；y为测点距中性轴的距离。

党的十八大提出，建设“学习型、服务型、创新型马克思主义执政党，确保党始终成为中国特色社会主义事业坚强领导核心”。“三型”党建目标的提出，无论从中国社会转型时期的现实需要来看，还是从马克思主义政党观来看，都是具有重大意义的党建目标定位［2］。我党不只是当代中国的执政党，更是社会的建设党，必须让广大党员干部明白党的实质与党群的血肉关系，才能让我党成为“三型”马克思主义政党。

Δε为钢筋应变片测得此处应变的变化值。图13 节点水平剪切力示意Fig.13 Horizontal shear force of the joint

节点力随层间位移角变化曲线及节点力占水平总荷载比例示意如图14、15所示，荷载占比用λ(λ=F/P，P为水平总荷载)表示。

a—节点力随位移角变化曲线；b—节点力占水平总荷载比例示意。图14 试件LSF节点力-位移角关系曲线Fig.14 Force versus displacement angle curves of the joint of specimen LSF

a—节点力随位移角变化曲线；b—节点力占水平总荷载比例示意。图15 试件PCF节点力-位移角关系曲线Fig.15 Force versus displacement angle curves of the joint of specimen PCF

1)由图14a、15a可知，墙板节点力总体上随位移角的增大不断上升。加载初期，由于传递到挂点处的水平荷载较小，墙板不发生相对滑动。墙板在图中标记处的两侧斜率均发生改变，说明在设防地震时，传递到墙板上的水平荷载大于螺栓预紧力后，墙板发生自由变位，不参与结构受力，此后传递到墙板上的外荷载仅有略微增加的趋势。墙板在罕遇地震时位移受限，曲线斜率增大，说明墙板为主体结构承担较多荷载，提高了结构整体承载能力。同时在整个试验过程中，墙板螺栓连接处未表现出屈服及受剪破坏现象，说明该节点处的设计可为结构在罕遇地震作用下提供可靠的连接。

2)由图14b、15b可知，多遇地震时，墙板承担水平荷载比例较小；进入设防地震后，墙板发生相对滑动，节点处荷载占比有所下降，水平荷载主要由框架承担；罕遇地震时，节点滑移到限位位置后，使墙板承担荷载比例大幅增加，轻钢龙骨墙板占比约为48%～50%，混凝土墙板占比约为52%～54%。说明此新型预制围护墙体在罕遇地震下可为结构贡献较高的承载能力，保证“大震不倒”。

5.3 墙板应变

为了解外挂墙板不同位置在各加载阶段的受力性能，在墙板的洞口周围布置直角应变花对其应变值进行测量，并计算出测点处的主应变及方向。主应变ε1、ε2及其方向角由式(3)求得：

(3a)

(3b)

式中：ε0、ε45、ε90为应变花的应变值；ε1为最大主应变；ε2为最小主应变；α为主应变的方向角。

墙板应变花布置及编号，如图4d所示。墙板各测点处的最大主应变与位移角的关系曲线，如图16、17所示。墙板主应变方向角取各级加载时方向角的平均值，见表6。图中未绘制的测点曲线，说明该测点处应变片已损坏。两个试件均只在一层和二层墙板中各取一块进行分析，试件LSF取墙板B1和B4，试件PCF取墙板B2和B3。

表6 墙板主应变方位角Table 6 Principal strain direction angles of wall panels

a—墙板B1主应变曲线；b—墙板B4主应变曲线。图16 试件LSF主应变-位移角关系曲线Fig.16 Principal strain versus displacement angle curves of specimen LSF

从图16中可看出，墙板B1应变曲线总体上呈现水平走势，处于弹性状态，是由于该墙板自由滑移现象较显著，导致传递到墙板上的外力较小。由于墙板B4滑移幅度小于墙板B1，导致有较多的荷载传到墙板上，使得墙板B4应变值大于墙板B1。总体上，试件LSF的墙板主应变曲线基本对称，各测点在罕遇地震时，应变值均有明显的升高，说明墙板在后期参与受力，为框架分担更多的荷载。

5.3.2试件PCF

从图17中可看出，墙板B2混凝土一直处于弹性工作阶段，各测点应变发展趋势基本相似，由于墙板的滑移，始终未发挥出较高的承载力。墙板B4在多遇地震时应变曲线呈一定的线性关系，随着位移角的增加，墙板进入非弹性阶段，混凝土产生较大拉、压应变，产生应力重分布，曲线走势突变，说明有较多的荷载传递到墙板上；墙板中的H3和H6点在罕遇地震时受到较大应力，导致应变值过大，因此本文在①、②处将其截断。总体上，一层墙板应变值高于二层墙板的，墙板应变值在罕遇地震时均有明显升高，说明墙板为主体结构贡献了一定的承载力和刚度。

a—墙板B2主应变曲线；b—墙板B3主应变曲线。图17 试件PCF主应变-位移角关系曲线Fig.17 Principal strain versus displacement angle curves of specimen PCF

6 结束语

1)在罕遇地震作用下，外挂新型预制围护墙体RC框架结构在承载构件局部发生较大损伤后仍表现出良好的抗震性能，说明具有一定刚度的新型围护墙体可作为结构抗震安全的第二道防线，为主体结构提供附加刚度和冗余度，降低结构在罕遇地震作用下倒塌的概率。

2)新型连接节点在试验过程中未出现明显的损坏，说明此种新型连接节点设计基本合理，具有较好的可靠性。在多遇地震时，节点无滑移，保障结构“小震不坏”的设计理念；在设防地震时，节点发生滑动，外挂墙板不参与结构受力；在罕遇地震作用下，节点滑移到限位点后为外挂墙板提供可靠的连接力，防止结构因刚度退化而导致的层间变形过大的问题。

3)围护墙体参与受力后，预制轻钢龙骨墙板承担的水平荷载比例约为48%～50%，在整个试验过程中，墙板未产生明显破坏现象，滑移现象较显著；预制钢筋混凝土墙板承担的水平荷载比例约为52%～54%，洞口角部和节点连接处的混凝土出现局部受拉破坏情况，螺栓节点被压屈，墙板发生较大转动，因此在实际应用中，应对墙体应力集中部位及连接件处进行局部加强。

4)具有一定刚度的预制轻钢龙骨围护墙板和预制钢筋混凝土围护墙体可提升框架结构在罕遇地震下的抗震性能和抗倒塌能力，可靠及合理的连接节点是实现围护墙体和主体结构协同受力的关键部件。