周寶木,王付根,張建剛,姚久星,徐學東

山東農業(yè)大學 水利土木工程學院;山東省村鎮(zhèn)住宅工程技術研究中心,山東 泰安 271018

鋼骨架秸稈混凝土裝配式結構墻體擬靜力試驗研究

周寶木,王付根,張建剛,姚久星,徐學東*

山東農業(yè)大學 水利土木工程學院;山東省村鎮(zhèn)住宅工程技術研究中心,山東 泰安 271018

采用擬靜力試驗方法，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、剛度退化和鋼材應變等試驗結果分析，結果表明：該新型結構墻體在反復荷載作用下，既能發(fā)揮秸稈混凝土材料優(yōu)良的延性性能，又能充分利用內部鋼骨架的銷鍵和約束作用；在1/100的側向位移角條件下墻體豎向承載力不變，側向承載力僅達到最大值的70%。

輕鋼骨架;裝配式墻體;擬靜力試驗;抗震性能

傳統(tǒng)砌體結構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]，造成普通砌體結構房屋抗裂能力差、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砌體結構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，結合型鋼混凝土芯柱及內部鋼骨架，構成的墻體體系，即充分發(fā)揮了砌塊良好延性性能，又加強了墻體整體性。為探究結構是否達到預定抗震能力、結構形式是否存在不足，以及為結構的后續(xù)應用提供參考理論基礎，采用擬靜力試驗方法對足尺墻體單元進行試驗，并對結果進行了分析。

1 實驗材料及方法

1.1 試驗墻體

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行設計[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，反之亦然[3]，所以試驗單元選為承重橫墻單位受力單元。墻體試件內部結構及具體尺寸見圖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 試驗用材料及其力學性能 灌孔混凝土（實測值）：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）將按設計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28 d；（2）砌塊抹灰砌筑，兩端預留槽內豎向安置C型鋼，并通過自攻螺絲與砌塊預置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制地基梁上抹灰拼接，養(yǎng)護7 d。注意：吊裝過程中預留鋼筋插入到C型鋼內；（4）按設計配置灌孔混凝土，將芯柱插筋插入C型鋼中預留連接環(huán)內，澆筑振搗密實，養(yǎng)護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，墻體一側表面涂抹白色石灰漿。

圖1 墻體內部結構及尺寸圖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 試驗方法

1.2.1 加載裝置 本試驗加載裝備如圖3，支架及反力梁剛度和強度均滿足試驗要求，能保證試驗的正常進行。

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

圖4 側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計，取為9 KN。豎向荷載施加過程為：先施加0.5 Fv，重復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，由于難以確定試驗墻體的確切屈服點及屈服位移，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)方式進行試驗，至水平側向位移30 mm時，墻體縱橫向裂縫均已出現，墻體出現屈服段；此后以每級遞增20 mm的單次循環(huán)方式試驗，至水平側向力達到最大值為止；然后按每級遞增20 mm的3次循環(huán)方式試驗，直至試件可承受水平荷載下降至極限水平側向承載力85%時為止。側向水平力加載曲線如圖4。

1.3 測量方法及內容

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

2 試驗結果及分析

2.1 試驗現象及破壞形態(tài)

在水平荷載和豎向荷載復合作用下的墻體，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。本實驗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 應變片布置圖Fig.5 Strain gauge layout

圖6 位移計布置圖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多處細微裂縫，平均裂縫寬度0.1 mm，范圍自上而下2 m左右，為表觀裂縫，未對墻體結構造成實質性破壞。水平側向位移0～9 mm時，沿豎向通縫散布但未貫通的微裂縫，變化不明顯；最大水平側向力14 KN，且呈上升趨勢；墻體處于彈性階段，試驗力-位移曲線一階線性擬合相關系數R2大于95%。水平側向位移9～30 mm時，隨水平側向位移增大，由于新裂縫出現，使得多條豎向微裂縫貫通和開展，平均裂縫寬度1 mm，最大水平側向力27 KN，且呈上升趨勢；墻體依然處于彈性階段。水平側向位移30～80 mm時，豎向裂縫開展迅速，平均裂縫寬度3 mm，水平側向力達到極值37.95 KN；上部第一塊砌塊下部與下部第一塊砌塊上部出現水平裂縫，并開展至1 mm；墻體已處于彈塑性階段。水平側向位移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15 mm，水平裂縫平均寬度3 mm，水平側向力呈下降趨勢；墻體處于彈塑性破壞階段。水平側向位移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，承擔水平側向力能力明顯下降，僅為最大水平側向荷載75%，墻體出現整體剪切型破壞。

應構建長效性扶持機制，項目支持不只局限于前期建設階段，也應向中后期運行階段延伸。加大政策扶持力度，提高項目資金補助標準，補貼應盡可能彌補秸稈收儲人工和運輸成本，提高秸稈利用主體積極性。實行區(qū)別化補貼和獎勵標準，引導產業(yè)發(fā)展向技術含量高、附加值高的利用方向發(fā)展。拓寬政策扶持廣度，降低項目申報門檻，盡可能讓政策惠及每一個產業(yè)鏈主體，最大限度調動各方面積極性。政府部門需密切協(xié)作、形成合力，在財政、稅收、土地等各方面完善政策優(yōu)惠體系，通過完善利益鏈驅動產業(yè)鏈發(fā)展，最終形成以政策為導向、企業(yè)為主體、農民廣泛參與的秸稈綜合利用長效機制。

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

2.2 滯回曲線

滯回曲線是墻體試件在實驗設計的循環(huán)荷載作用下得出的，反映結構在周期反復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]，是進行地震反應分析及抗震指標計算的依據。本實驗滯回曲線如圖8A。

試驗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)為細尖梭形，包圍面積很小，可忽略不計，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，出現明顯的捏攏現象；當水平側向荷載為0時，墻體殘余變形較大，且大部分不可恢復，此時墻體已處于彈塑性工作階段。墻體達極限抗側強度后，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，上部第一塊出現明顯的剪切滑移，卸荷后殘余變形較大且不可恢復，墻體出現整體性破壞。

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)的峰值點連成的包絡線[4]。試驗墻體的骨架曲線如圖8B所示。

墻體側向位移在達到屈服位移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生的微裂縫，墻體整體性良好，協(xié)同工作性能強；當墻體側移大于屈服位移后，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，但側向力依然呈上升趨勢，因為墻體鋼骨架及芯柱隨砌塊的退出工作而發(fā)揮作用。到達極限荷載后，鋼骨架連接部位破壞，芯柱與下部砌塊嚴重分離且發(fā)生不同程度的破壞，側向力降低明顯，約為極限側向荷載82%，豎向承載力出現明顯降低，認為此時墻體已經破壞。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E或等效粘滯阻尼系數ζeq評價[4]，本實驗采用等效粘滯阻尼系數ζeq。計算公式如下：

S(ABC+CDA)—圖示滯回曲線所圍面積

S(OBE+ODF)—圖示三角形面積和

試驗等效粘滯系數擬合曲線y=-2×10-7x3+3×10-5x2-3×10-4x+6.17×10-2，相關系數R2=0.9454

圖9 耗能系數計算示意圖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）計算。

Fi、-Fi--第i次正、反向峰值點荷載值；

Xi、-Xi--第i次正、反向峰值點位移值[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，對數擬合曲線為y=-0.494ln(x)+2.5788，相關系數R2=0.977。

試驗從開始加載至彈性階段結束，剛度退化速度顯著，至此階段結束時剛度減少為初始剛度的50%，主要是由于此時期水平側向力主要由砌塊承擔，且水平側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存在階段，此階段由于水平側向力由砌塊和鋼骨架共同承擔，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，此時鋼骨架承擔了大部分的水平側向力，剛度下降速率較為緩慢，持續(xù)至水平側移量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發(fā)生嚴重破壞，此時墻體剛度主要是C型槽鋼承擔。

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

圖12 鋼材側向應力-位移曲線Fig.12 Steel lateral stress-displacement curve

2.6 延性分析

延性是描述結構從屈服開始到達最大承載力或到達以后而承載力沒有明顯下降期間的變形能力。延性系數一般用某一特征點位移與基準點位移的比值[4]，本次試驗選用的特征點位移為極限水平荷載位移，基準點位移是屈服位移。砌體墻延性系數μ按式（2）計算[7,8]。

Δu--最大荷載對應的極限位移

Δy--屈服位移

本試驗墻體Δu=80 mm，Δy=30 mm，得μ=3.81

閱讀其他文獻得知：輕骨料混凝土小砌塊交替組砌墻體[9]延性系數為2.47～2.9，設構造柱的輕骨料混凝土小砌塊交替組砌墻體[9]延性系數為4.58～6.26，混凝土多孔磚墻體[10]延性系數為3.46～4.98，設芯柱混凝土小型空心砌塊墻體延性系數為1.8～6.7設構造柱混凝土小型空心砌塊墻體[11]延性系數為4.33～6.49；比較延性系數，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構3～4的要求。

2.7 應變測試結果及分析

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

觀察沿豎向分布在C型鋼應變片極限荷載位移點處的應力，得出整個循環(huán)加載過程中，鋼材（Q235）均未達到屈服應力，最大應力發(fā)生在側移120 mm處，為屈服應力25%，僅發(fā)生在中上部，且中部應力大于上部，下部應變數值較低且無明顯變化，此現象與實驗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]。觀察芯柱插筋應變隨側向位移增大變化過程，可得出插筋（HRB300）同樣未達到屈服點，最大拉應力僅為屈服應力10%；但此時混凝士應力已達到4.8 MPa，超過灌孔混凝土抗拉強度，灌孔混凝土已發(fā)生破壞，實驗過程中插筋應力較低，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。

3 結論本墻體體系當側向位移角達到1/100時，墻體整體性依然良好，豎向承載力基本未變化，側向承載力僅為最大值的70%，墻體依然處于彈性階段；當側向位移角達到1/25時，墻體側向承載力基本達到極值，雖然出現開裂但耗能能力依然較強，墻體能夠實現在地震作用下“裂而不散”的要求。墻體砌塊秸稈質量利用率大于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村秸稈廢棄物資源，為農村秸稈利用開拓空間。經現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，不產生任何對環(huán)境及人體有害物質。由于該結構體系屬于新型結構體系，試驗過程中存在不足，例如由于豎向通縫抹灰不足、鋼骨架連接點處級較為薄弱以及砌塊與灌孔芯柱剛度相差較大，導致試驗加載后期裂縫主要出現在豎向通縫處，需加強鋼骨架連接以及調節(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‘an271018,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”國家科技支撐計劃課題:低成本村鎮(zhèn)基礎設施與環(huán)境建設技術研究與示范(2014BAL04B05)

周寶木(1989-),男,碩士研究生,研究方向為設施技術與項目管理.E-mail:bmzhou2014@163.com

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