周寶木,王付根,張建剛,姚久星,徐學(xué)東

山東農(nóng)業(yè)大學(xué) 水利土木工程學(xué)院;山東省村鎮(zhèn)住宅工程技術(shù)研究中心,山東 泰安 271018

鋼骨架秸稈混凝土裝配式結(jié)構(gòu)墻體擬靜力試驗(yàn)研究

周寶木,王付根,張建剛,姚久星,徐學(xué)東*

山東農(nóng)業(yè)大學(xué) 水利土木工程學(xué)院;山東省村鎮(zhèn)住宅工程技術(shù)研究中心,山東 泰安 271018

采用擬靜力試驗(yàn)方法，探究輕鋼骨架秸稈混凝土裝配式墻體的抗震性能。通過對裂縫、滯回曲線、骨架曲線、延性、剛度退化和鋼材應(yīng)變等試驗(yàn)結(jié)果分析，結(jié)果表明：該新型結(jié)構(gòu)墻體在反復(fù)荷載作用下，既能發(fā)揮秸稈混凝土材料優(yōu)良的延性性能，又能充分利用內(nèi)部鋼骨架的銷鍵和約束作用；在1/100的側(cè)向位移角條件下墻體豎向承載力不變，側(cè)向承載力僅達(dá)到最大值的70%。

輕鋼骨架;裝配式墻體;擬靜力試驗(yàn);抗震性能

傳統(tǒng)砌體結(jié)構(gòu)房屋砌筑使用材料均為磚石等脆性材料，其抗拉、抗彎和抗剪能力低且連接薄弱[1]，造成普通砌體結(jié)構(gòu)房屋抗裂能力差、整體性差，抵御地震能力弱，因此本研究嘗試改變傳統(tǒng)脆性砌筑材料及加強(qiáng)砌體結(jié)構(gòu)整體性提高墻體體系抗震能力。以氯氧鎂水泥（MOC）為膠凝材料，農(nóng)作物秸稈為加筋骨料，壓制而成的秸稈砌塊，屬于彈塑性材料，具有優(yōu)良延性性能，結(jié)合型鋼混凝土芯柱及內(nèi)部鋼骨架，構(gòu)成的墻體體系，即充分發(fā)揮了砌塊良好延性性能，又加強(qiáng)了墻體整體性。為探究結(jié)構(gòu)是否達(dá)到預(yù)定抗震能力、結(jié)構(gòu)形式是否存在不足，以及為結(jié)構(gòu)的后續(xù)應(yīng)用提供參考理論基礎(chǔ)，采用擬靜力試驗(yàn)方法對足尺墻體單元進(jìn)行試驗(yàn)，并對結(jié)果進(jìn)行了分析。

1 實(shí)驗(yàn)材料及方法

1.1 試驗(yàn)墻體

1.1.1 墻體模型選取及具體尺寸 考慮到研究對象是村鎮(zhèn)房屋，模型選取單層砌體房屋按剛彈性方案進(jìn)行設(shè)計(jì)[2]，由于橫墻布置直接影響多層砌體房屋整體抗震性能，一般是墻體越多，抗震能力越強(qiáng)，反之亦然[3]，所以試驗(yàn)單元選為承重橫墻單位受力單元。墻體試件內(nèi)部結(jié)構(gòu)及具體尺寸見圖1，墻體高厚比β=12，秸稈混凝土砌塊為30 cm×50 cm×120 cm的異型塊，如右圖2。

1.1.2 試驗(yàn)用材料及其力學(xué)性能 灌孔混凝土（實(shí)測值）：fc=12.7 MPa，ft=1.1 MPa；鋼筋：HPB300，fy=fy`=270 Mpa；鋼材：Q235，fy=235 MPa；氯氧鎂膠凝材料：fm=40 MPa；秸稈砌塊：fc=3.27 MPa。

1.1.3 試件制作（1）將按設(shè)計(jì)配制的混凝土在與地面固定連接的鋼板上澆筑成2500 mm×400 mm×50 mm底梁，預(yù)留凈間距110 cm，面積120 mm×120 mm孔洞兩個，焊接插筋于底部鋼板，每孔2根，灑水覆膜養(yǎng)護(hù)28 d；（2）砌塊抹灰砌筑，兩端預(yù)留槽內(nèi)豎向安置C型鋼，并通過自攻螺絲與砌塊預(yù)置C型鋼端部連接，形成條板；（3）通過吊車將組裝完成的條板在預(yù)制地基梁上抹灰拼接，養(yǎng)護(hù)7 d。注意：吊裝過程中預(yù)留鋼筋插入到C型鋼內(nèi)；（4）按設(shè)計(jì)配置灌孔混凝土，將芯柱插筋插入C型鋼中預(yù)留連接環(huán)內(nèi)，澆筑振搗密實(shí)，養(yǎng)護(hù)28 d；（5）墻體上部抹灰找平，將鋼梁與芯柱對接并焊接；（6）為方便觀察裂縫變化情況，墻體一側(cè)表面涂抹白色石灰漿。

圖1 墻體內(nèi)部結(jié)構(gòu)及尺寸圖Fig.1 Internal structure and size of the wall

圖2 異型塊尺寸圖Fig.2 Dimensions of special block

1.2 試驗(yàn)方法

1.2.1 加載裝置 本試驗(yàn)加載裝備如圖3，支架及反力梁剛度和強(qiáng)度均滿足試驗(yàn)要求，能保證試驗(yàn)的正常進(jìn)行。

圖3 試驗(yàn)加載裝置示意圖Fig.3 Schematic diagram of test loading device

圖4 側(cè)向水平位移加載曲線Fig.4 Loading curve of lateral horizontal displacement

1.2.2 加載制度描述 豎向荷載由墻體頂部兩部300 t級豎向千斤頂施加，下部的滑動裝置可在滿足規(guī)定側(cè)向位移同時保證豎向荷載的穩(wěn)定，豎向荷載Fv按單層砌體房屋坡屋頂設(shè)計(jì)，取為9 KN。豎向荷載施加過程為：先施加0.5 Fv，重復(fù)3次后，再施加至Fv，以防豎向荷載施加過快對墻體造成破壞，加載后靜置15 min，再施加水平荷載[4]。水平荷載由1000 t級電液伺服加載系統(tǒng)施加，由于難以確定試驗(yàn)墻體的確切屈服點(diǎn)及屈服位移，按位移控制加載[5]。墻體屈服前按每級遞增3 mm的單次循環(huán)方式進(jìn)行試驗(yàn)，至水平側(cè)向位移30 mm時，墻體縱橫向裂縫均已出現(xiàn)，墻體出現(xiàn)屈服段；此后以每級遞增20 mm的單次循環(huán)方式試驗(yàn)，至水平側(cè)向力達(dá)到最大值為止；然后按每級遞增20 mm的3次循環(huán)方式試驗(yàn)，直至試件可承受水平荷載下降至極限水平側(cè)向承載力85%時為止。側(cè)向水平力加載曲線如圖4。

1.3 測量方法及內(nèi)容

試件內(nèi)部鋼筋及鋼骨架的應(yīng)變由電阻應(yīng)變片測量，各測點(diǎn)布置如圖5，砌體墻中部沿豎向布置電感位移計(jì)1，以測量砌體墻表面各處側(cè)向位移；底梁兩端安置電感位移計(jì)2，以消除底部滑移對頂梁真實(shí)側(cè)移的影響，各位移計(jì)安裝示意圖如圖6，試驗(yàn)過程中接電阻應(yīng)變采集箱。水平荷載由水平千斤頂控制系統(tǒng)采集。墻體從實(shí)驗(yàn)開始逐級觀察記錄，繪制裂縫出現(xiàn)及開展示意圖[1]。

2 試驗(yàn)結(jié)果及分析

2.1 試驗(yàn)現(xiàn)象及破壞形態(tài)

在水平荷載和豎向荷載復(fù)合作用下的墻體，其破壞往往發(fā)生在薄弱處，例如砌塊與砌塊連接處以及型鋼骨架連接處等。本實(shí)驗(yàn)墻體破壞類型以剪切破壞為主。墻體最終破壞時裂縫分布見圖7。

圖5 應(yīng)變片布置圖Fig.5 Strain gauge layout

圖6 位移計(jì)布置圖Fig.6 Displacement meter layout

圖7 墻體裂縫分布圖Fig.7 Distribution of wall cracks

在豎向荷載加載過程中，墻體沿豎向通縫位置出現(xiàn)多處細(xì)微裂縫，平均裂縫寬度0.1 mm，范圍自上而下2 m左右，為表觀裂縫，未對墻體結(jié)構(gòu)造成實(shí)質(zhì)性破壞。水平側(cè)向位移0～9 mm時，沿豎向通縫散布但未貫通的微裂縫，變化不明顯；最大水平側(cè)向力14 KN，且呈上升趨勢；墻體處于彈性階段，試驗(yàn)力-位移曲線一階線性擬合相關(guān)系數(shù)R2大于95%。水平側(cè)向位移9～30 mm時，隨水平側(cè)向位移增大，由于新裂縫出現(xiàn)，使得多條豎向微裂縫貫通和開展，平均裂縫寬度1 mm，最大水平側(cè)向力27 KN，且呈上升趨勢；墻體依然處于彈性階段。水平側(cè)向位移30～80 mm時，豎向裂縫開展迅速，平均裂縫寬度3 mm，水平側(cè)向力達(dá)到極值37.95 KN；上部第一塊砌塊下部與下部第一塊砌塊上部出現(xiàn)水平裂縫，并開展至1 mm；墻體已處于彈塑性階段。水平側(cè)向位移80～120 mm時，水平及豎向裂縫均開展，其中中部豎向裂縫寬度達(dá)15 mm，水平裂縫平均寬度3 mm，水平側(cè)向力呈下降趨勢；墻體處于彈塑性破壞階段。水平側(cè)向位移120～129 mm，由于裂縫面之間的相互摩擦，外部灰縫砂漿部分剝落，內(nèi)部鋼骨架暴露；水平及豎向裂縫貫通連為一體，形成明顯的沿通縫形成明顯的主斜裂縫，承擔(dān)水平側(cè)向力能力明顯下降，僅為最大水平側(cè)向荷載75%，墻體出現(xiàn)整體剪切型破壞。

應(yīng)構(gòu)建長效性扶持機(jī)制，項(xiàng)目支持不只局限于前期建設(shè)階段，也應(yīng)向中后期運(yùn)行階段延伸。加大政策扶持力度，提高項(xiàng)目資金補(bǔ)助標(biāo)準(zhǔn)，補(bǔ)貼應(yīng)盡可能彌補(bǔ)秸稈收儲人工和運(yùn)輸成本，提高秸稈利用主體積極性。實(shí)行區(qū)別化補(bǔ)貼和獎勵標(biāo)準(zhǔn)，引導(dǎo)產(chǎn)業(yè)發(fā)展向技術(shù)含量高、附加值高的利用方向發(fā)展。拓寬政策扶持廣度，降低項(xiàng)目申報(bào)門檻，盡可能讓政策惠及每一個產(chǎn)業(yè)鏈主體，最大限度調(diào)動各方面積極性。政府部門需密切協(xié)作、形成合力，在財(cái)政、稅收、土地等各方面完善政策優(yōu)惠體系，通過完善利益鏈驅(qū)動產(chǎn)業(yè)鏈發(fā)展，最終形成以政策為導(dǎo)向、企業(yè)為主體、農(nóng)民廣泛參與的秸稈綜合利用長效機(jī)制。

與用傳統(tǒng)砌體材料砌筑而成的墻體相比，該砌體墻未出現(xiàn)跨砌塊的斜裂縫，裂縫主要出現(xiàn)在兩條豎向通縫處，而且除圖示出現(xiàn)裂縫的部位，其他部位均未出現(xiàn)裂縫。出現(xiàn)此類現(xiàn)象的原因有：一、豎向通縫位置承擔(dān)剪力較大，又豎向灰縫抹灰不飽滿，導(dǎo)致抗剪能力不足；二、由于秸稈的摻入，砌塊抗拉性能較強(qiáng)。

2.2 滯回曲線

滯回曲線是墻體試件在實(shí)驗(yàn)設(shè)計(jì)的循環(huán)荷載作用下得出的，反映結(jié)構(gòu)在周期反復(fù)荷載作用下的變形性能、剛度退化性能及能量耗散性能等的曲線[6]，是進(jìn)行地震反應(yīng)分析及抗震指標(biāo)計(jì)算的依據(jù)。本實(shí)驗(yàn)滯回曲線如圖8A。

試驗(yàn)初始階段即原微裂縫存在但未明顯發(fā)展階段，此階段的滯回曲線基本為直線，滯回環(huán)為細(xì)尖梭形，包圍面積很小，可忽略不計(jì)，試件剛度基本保持不變，此階段砌體墻處于彈性階段。隨試驗(yàn)位移增加，墻體裂縫不斷發(fā)展，滯回曲線開始向位移軸傾斜，滯回環(huán)面積不斷增大，形狀逐漸向反S型過渡，出現(xiàn)明顯的捏攏現(xiàn)象；當(dāng)水平側(cè)向荷載為0時，墻體殘余變形較大，且大部分不可恢復(fù)，此時墻體已處于彈塑性工作階段。墻體達(dá)極限抗側(cè)強(qiáng)度后，隨縱橫向裂縫的貫通，承載力不斷下降，滯回環(huán)呈Z型，滯回環(huán)面積縮小，但仍具有較強(qiáng)的耗能能力，此時墻體砌塊與鋼骨架部分分離，上部第一塊出現(xiàn)明顯的剪切滑移，卸荷后殘余變形較大且不可恢復(fù)，墻體出現(xiàn)整體性破壞。

2.3 骨架曲線

骨架曲線為荷載變形曲線各級加載第一次循環(huán)的峰值點(diǎn)連成的包絡(luò)線[4]。試驗(yàn)墻體的骨架曲線如圖8B所示。

墻體側(cè)向位移在達(dá)到屈服位移Δ=30 mm之前，P-Δ曲線基本為直線，觀察此時墻體主要是砌塊變形產(chǎn)生的微裂縫，墻體整體性良好，協(xié)同工作性能強(qiáng)；當(dāng)墻體側(cè)移大于屈服位移后，隨新舊裂縫的發(fā)展，各條板之間連接破壞以及砌塊的大變形，墻體整體性逐漸破壞，但側(cè)向力依然呈上升趨勢，因?yàn)閴w鋼骨架及芯柱隨砌塊的退出工作而發(fā)揮作用。到達(dá)極限荷載后，鋼骨架連接部位破壞，芯柱與下部砌塊嚴(yán)重分離且發(fā)生不同程度的破壞，側(cè)向力降低明顯，約為極限側(cè)向荷載82%，豎向承載力出現(xiàn)明顯降低，認(rèn)為此時墻體已經(jīng)破壞。墻體在正反方向上的骨架曲線基本成對稱形式分布，說明在反復(fù)荷載作用下秸稈砌塊裂縫趨于閉合，可繼續(xù)發(fā)揮一定作用。

圖8 滯回曲線Fig.8 Hysteresis curves

2.4 耗能分析

試件能量耗散能力以荷載—變形滯回曲線所包圍的面積來衡量，通常用能量耗能系數(shù)E或等效粘滯阻尼系數(shù)ζeq評價(jià)[4]，本實(shí)驗(yàn)采用等效粘滯阻尼系數(shù)ζeq。計(jì)算公式如下：

S(ABC+CDA)—圖示滯回曲線所圍面積

S(OBE+ODF)—圖示三角形面積和

試驗(yàn)等效粘滯系數(shù)擬合曲線y=-2×10-7x3+3×10-5x2-3×10-4x+6.17×10-2，相關(guān)系數(shù)R2=0.9454

圖9 耗能系數(shù)計(jì)算示意圖Fig.9 Schematic energy dissipation coefficient

圖10 ζeq-Δ曲線Fig.10 ζeq-Δ curve

2.5 剛度退化

墻體模型剛度用割線剛度表示，割線剛度Ki按式（1）計(jì)算。

Fi、-Fi--第i次正、反向峰值點(diǎn)荷載值；

Xi、-Xi--第i次正、反向峰值點(diǎn)位移值[4]。

砌體墻剛度退化曲線及其擬合曲線見圖13，初始剛度1.99 KN/mm，屈服剛度1.37 KN/mm，對數(shù)擬合曲線為y=-0.494ln(x)+2.5788，相關(guān)系數(shù)R2=0.977。

試驗(yàn)從開始加載至彈性階段結(jié)束，剛度退化速度顯著，至此階段結(jié)束時剛度減少為初始剛度的50%，主要是由于此時期水平側(cè)向力主要由砌塊承擔(dān)，且水平側(cè)向位移部分破壞了墻體整體性；彈塑性階段分為兩個階段，第一階段為豎向裂縫單獨(dú)存在階段，此階段由于水平側(cè)向力由砌塊和鋼骨架共同承擔(dān)，剛度下降速率比彈性階段較慢，剛度下降為初始剛度的41.5%；第二階段為豎向裂縫和橫向裂縫共同存在階段，此時鋼骨架承擔(dān)了大部分的水平側(cè)向力，剛度下降速率較為緩慢，持續(xù)至水平側(cè)移量120 mm處；破壞階段剛度基本保持不變，為初始剛度的10%左右，此階段下部鋼骨架與砌塊分離，墻體整體性較差，拆除后觀察到芯柱已經(jīng)發(fā)生嚴(yán)重破壞，此時墻體剛度主要是C型槽鋼承擔(dān)。

圖11 剛度退化及其擬合曲線Fig.11 Stiffness degradation and fitting curve

圖12 鋼材側(cè)向應(yīng)力-位移曲線Fig.12 Steel lateral stress-displacement curve

2.6 延性分析

延性是描述結(jié)構(gòu)從屈服開始到達(dá)最大承載力或到達(dá)以后而承載力沒有明顯下降期間的變形能力。延性系數(shù)一般用某一特征點(diǎn)位移與基準(zhǔn)點(diǎn)位移的比值[4]，本次試驗(yàn)選用的特征點(diǎn)位移為極限水平荷載位移，基準(zhǔn)點(diǎn)位移是屈服位移。砌體墻延性系數(shù)μ按式（2）計(jì)算[7,8]。

Δu--最大荷載對應(yīng)的極限位移

Δy--屈服位移

本試驗(yàn)墻體Δu=80 mm，Δy=30 mm，得μ=3.81

閱讀其他文獻(xiàn)得知：輕骨料混凝土小砌塊交替組砌墻體[9]延性系數(shù)為2.47～2.9，設(shè)構(gòu)造柱的輕骨料混凝土小砌塊交替組砌墻體[9]延性系數(shù)為4.58～6.26，混凝土多孔磚墻體[10]延性系數(shù)為3.46～4.98，設(shè)芯柱混凝土小型空心砌塊墻體延性系數(shù)為1.8～6.7設(shè)構(gòu)造柱混凝土小型空心砌塊墻體[11]延性系數(shù)為4.33～6.49；比較延性系數(shù)，墻體延性與混凝土多孔磚墻體相似，大于輕骨料混凝土小砌塊交替組砌墻體，小于混凝土空心砌塊及帶芯柱輕骨料混凝土小砌塊交替組砌墻體砌塊，原因分析為試驗(yàn)材料的延性較好，但整體性抵抗破壞的能力較差。該墻體延性滿足一般混凝土結(jié)構(gòu)3～4的要求。

2.7 應(yīng)變測試結(jié)果及分析

10～12號應(yīng)變片自上而下均勻布置于C型鋼上，16～18號應(yīng)變片自上而下均勻布置于芯柱插筋上，8號應(yīng)變片為與11號應(yīng)變片相對應(yīng)的異側(cè)應(yīng)變片。

觀察沿豎向分布在C型鋼應(yīng)變片極限荷載位移點(diǎn)處的應(yīng)力，得出整個循環(huán)加載過程中，鋼材（Q235）均未達(dá)到屈服應(yīng)力，最大應(yīng)力發(fā)生在側(cè)移120 mm處，為屈服應(yīng)力25%，僅發(fā)生在中上部，且中部應(yīng)力大于上部，下部應(yīng)變數(shù)值較低且無明顯變化，此現(xiàn)象與實(shí)驗(yàn)過程中墻體中上部裂縫開展較寬以及上部砌塊發(fā)生橫向側(cè)移相符合，說明墻體破壞類型為剪切破壞[12,13]。觀察芯柱插筋應(yīng)變隨側(cè)向位移增大變化過程，可得出插筋（HRB300）同樣未達(dá)到屈服點(diǎn)，最大拉應(yīng)力僅為屈服應(yīng)力10%；但此時混凝士應(yīng)力已達(dá)到4.8 MPa，超過灌孔混凝土抗拉強(qiáng)度，灌孔混凝土已發(fā)生破壞，實(shí)驗(yàn)過程中插筋應(yīng)力較低，可能與插筋選用等級高，芯柱混凝土振搗不完善對插筋握裹力較小有關(guān)。

3 結(jié)論本墻體體系當(dāng)側(cè)向位移角達(dá)到1/100時，墻體整體性依然良好，豎向承載力基本未變化，側(cè)向承載力僅為最大值的70%，墻體依然處于彈性階段；當(dāng)側(cè)向位移角達(dá)到1/25時，墻體側(cè)向承載力基本達(dá)到極值，雖然出現(xiàn)開裂但耗能能力依然較強(qiáng)，墻體能夠?qū)崿F(xiàn)在地震作用下“裂而不散”的要求。墻體砌塊秸稈質(zhì)量利用率大于20%，符合《建筑用秸稈植物板材》[14]中規(guī)定的大于10%的規(guī)定，推廣后可大量利用農(nóng)村秸稈廢棄物資源，為農(nóng)村秸稈利用開拓空間。經(jīng)現(xiàn)場組裝完成的墻體條板，安裝便捷，連接可靠。砌筑完成的墻體自然、生態(tài)、安全、健康，不產(chǎn)生任何對環(huán)境及人體有害物質(zhì)。由于該結(jié)構(gòu)體系屬于新型結(jié)構(gòu)體系，試驗(yàn)過程中存在不足，例如由于豎向通縫抹灰不足、鋼骨架連接點(diǎn)處級較為薄弱以及砌塊與灌孔芯柱剛度相差較大，導(dǎo)致試驗(yàn)加載后期裂縫主要出現(xiàn)在豎向通縫處，需加強(qiáng)鋼骨架連接以及調(diào)節(jié)砌塊與鋼骨架剛度比，提高墻體整體性。

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Pseudo-static Test of Light Steel Skeleton Reinforced Straw Concrete Fabricated Structure Wall

ZHOU Bao-mu,WANG Fu-gen,ZHANG Jian-gang,YAO Jiu-xing,XU Xue-dong*
College of Water Conservancy and Civil Engineering;Shandong Province Rural Residential Engineering Technology Research Center/Shandong Agricultural University,Tai‘a(chǎn)n271018,China

The pseudo-static test method is used to study the seismic performance of the light steel skeleton reinforced straw concrete fabricated structure wall.Through the cracks,hysteretic curves,skeleton curves,ductility,stiffness degradation and steel strain test results analysis,the results of fracture,hysteresis curve,skeleton curve,ductility,stiffness degradation and steel strain were analyzed,it showed that the new structure wall under repeated load can play an excellent ductility performance of straw concrete material,also can make full use of the internal steel pin key and constraint function;the vertical bearing capacity of the wall is unchanged at 1/100 of the lateral displacement angle,and the lateral bearing capacity is only up to 70%of the maximum.

Light steel skeleton;fabricated structure wall;pseudo-static test;seismic performance

TU377.9+3

A

1000-2324(2017)05-0779-05

2017-03-05

2017-06-06

“十二五”國家科技支撐計(jì)劃課題:低成本村鎮(zhèn)基礎(chǔ)設(shè)施與環(huán)境建設(shè)技術(shù)研究與示范(2014BAL04B05)

周寶木(1989-),男,碩士研究生,研究方向?yàn)樵O(shè)施技術(shù)與項(xiàng)目管理.E-mail:bmzhou2014@163.com

*通訊作者:Author for correspondence.E-mail:xdxu2007@163.com