冷彎薄壁型鋼骨架粉煤灰陶?；炷翂Π宓目箟盒阅苎芯?/h1>
2019-01-17 03:27:38武京王慶華李貝娜
新型建筑材料 2018年12期 關鍵詞：混凝土
武京，王慶華，李貝娜
（吉林大學 建設工程學院，吉林 長春 130061）
0 引言
隨著我國建筑節能這一可持續發展戰略要求的不斷提高[1]，以及2016年出臺《關于大力發展裝配式建筑的指導意見》后國家對裝配式建筑的大力倡導，新型節能建筑墻板不斷發展完善，具有承重功能的輕質復合墻板便是其中一個重要分支，輕型鋼骨架墻板通過對骨架進行優化設計和合理布置，能充分發揮其承載能力[2]，而且便于工業化生產，符合裝配式建筑的要求。鋼框架結構抗側剛度低[3]，而填充混凝土的鋼骨架能有效提高結構構件的剛度，本文研究一種冷彎薄壁型鋼骨架粉煤灰陶粒混凝土墻板的抗壓性能，為此類墻板的應用發展提供參考。
1 冷彎薄壁型鋼骨架粉煤灰陶?；炷翂Π宓臉嬙?/h2>
墻板由冷彎薄壁型鋼骨架和包裹骨架的輕骨料混凝土組成，墻板尺寸為1200 mm×600 mm×150 mm，型鋼骨架尺寸為1000mm×500mm×50mm，型鋼骨架組成包括：［50mm×25 mm×1 mm槽鋼立柱、水平放置于骨架中部的［48 mm×25 mm×1 mm槽鋼橫撐、放置于型鋼骨架上下兩端的L25 mm×25 mm×1 mmL形鋼橫撐；布置于型鋼骨架內部的Φ10帶肋鋼筋。輕骨料混凝土為摻加EPS顆粒的陶粒混凝土，強度等級為C25，配合比為m（水泥）∶m（水）∶m（粉煤灰）∶m（粉煤灰陶粒）∶m（EPS顆粒）∶m（砂）∶m（減水劑）=1∶0.3632∶0.3∶1.15∶0.0028∶1.22∶0.0055，導熱系數為0.66 W/（m·K），干表觀密度為1785 kg/m3，型鋼骨架構造如圖1所示，墻板構造如圖2所示，墻板側面標號包括兩個I面（I1、I2面）和兩個J面（J1、J2面）。
圖1 型鋼骨架構造
圖2 墻板構造
2 冷彎薄壁型鋼骨架粉煤灰陶?；炷翂Π蹇箟涸囼?/h2>
根據墻板構造制作相應尺寸的模具，然后在其中澆筑墻板試件，拆模后進行灑水養護，養護完成后將其表面刷白以便在試驗中觀察裂縫開展情況。
2.1 試驗加載
抗壓試驗包括軸壓和偏壓2種試驗，每種試驗制作2塊墻板，加載設備為JYW-2000型壓力試驗機。加載時，先預加載至10 kN，持荷2 min，使壓力機、鋼板（或刀鉸）和墻板相互之間擠壓密實，之后逐級加載，每級100 kN，持荷5 min，直至試件破壞。偏壓加載試驗中，加載位置距墻板I1面50 mm，試驗加載如圖3所示。
圖3 墻板受壓試驗
2.2 墻板強度分析
根據墻板軸壓、偏壓試驗數據得到荷載-位移曲線如圖4所示，典型試驗數據如表1所示，墻體加載破壞如圖5所示。
圖4 墻板荷載-位移曲線
表1 墻板抗壓試驗典型數據
由圖4和表1可以看出，墻板在偏壓試驗時極限荷載Fu為1150.96 kN，較軸壓時的極限荷載1419.06 kN降低18.9%，而二者極限荷載對應的位移十分接近。軸壓和偏壓的荷載-位移曲線變化趨勢類似，都可分為以下5個階段：
OA段：從開始加載到A點（大致0.45Fu），墻板表面未出現明顯裂縫，荷載和位移成正比例關系，混凝土與型鋼骨架均處于彈性變形階段，此階段墻板如圖5（a）所示。
AB段：荷載繼續增加至B點以前，墻板側面上、下端開始出現裂縫并逐漸向墻板中部發展，荷載-位移曲線斜率減小，位移變化幅度增大，墻板產生塑性變形，此階段墻板如圖5（b）所示。
BC段：加載至B點，墻板試件達到其極限承載力Fu，軸壓試件極限承載力為1419.06 kN，其對應位移為2.98 mm，偏壓試件極限承載力為1150.96 kN，位移為3.00 mm，軸壓墻板I1面和I2面混凝土豎向裂縫貫通，偏壓墻板I1面混凝土豎向裂縫貫通。由于貫通裂縫的產生，部分混凝土退出工作，墻板變形不斷加大，承載力開始下降，此階段墻板如圖5（c）所示。
圖5 墻板加載破壞
CD段：至C點時，軸壓荷載下降至0.94Fu，產生位移3.11 mm，偏壓荷載下降至0.86Fu，產生位移3.45 mm，過C點后，墻板的承載力回升，但上升幅度不大，此階段墻板表面裂縫發展減緩，此階段墻板如圖5（d）所示。
D點之后：到D點時，軸壓荷載為極限荷載的97%，位移為3.46 mm，偏壓荷載為極限荷載的95%，位移為4.05 mm，這一階段承載力開始再次下降，墻板側面表面裂縫擴展加快，I面產生水平裂縫并不斷擴展最終和J面豎向裂縫連接，部分混凝土脫落，混凝土對型鋼骨架的約束進一步減弱，墻板承載能力不斷降低并最終破壞，此時軸壓位移為4.51 mm，偏壓位移為5.20 mm，此階段墻板如圖5（e）所示。
2.3 墻板剛度的計算
2.3.1 軸壓剛度計算公式
根據參考文獻[1]，可得材料剛度計算公式為：
式中：K——材料剛度，kN/mm；
N——施加荷載，kN；
Δl——軸向變形，mm；
E——材料的彈性模量，MPa；
A——構件的截面面積，mm2；
l——構件軸向長度，mm。
本文研究的是嵌套型鋼骨架的墻板，根據墻板構造，將其分為上、中、下3個部分，上、下為不含型鋼骨架的素混凝土，高h1=100 mm，中間部分為型鋼骨架和混凝土的聯合體，高h2=1000 mm，總高度為h=2h1+h2。假設在彈性階段型鋼骨架和混凝土之間不發生相對滑動，根據式（1）可得該墻板的理論剛度計算公式為：
式中：K板0——墻板剛度，kN/mm；
Ec——墻板所用混凝土的彈性模量，MPa；
A——墻板軸壓方向上的截面面積，mm2；
α——型鋼骨架與混凝土剛度比，即為（ESAS）/（EcA），ES為鋼材彈性模量（MPa），AS為型鋼骨架軸向截面面積（mm2）。
計算中由于型鋼骨架所占墻板面積比例不到0.34%，為計算方便，墻板中部聯合體混凝土橫截面面積大小近似看作墻板橫截面面積，由于試驗存在偶然性，數據離散性也較大，應對軸壓剛度計算公式進行修正，乘以修正系數ξ后，應使計算結果偏于安全，由此該類墻板結構軸壓剛度計算公式為：
2.3.2 偏壓剛度計算公式
偏壓剛度計算中墻板受力可看做為受一軸力和彎矩作用，而其剛度計算在本文中為墻板受力點處的荷載位移比值，與試驗數據對應，便于理解分析。結合軸壓剛度計算過程，在受彎矩作用時，墻板可看做一端固定一端自由的懸臂結構，該結構在受彎矩M作用時的頂端轉角為：
式中：I——墻板截面慣性矩，mm4。
由式（2）可得本文中的型鋼骨架墻板的彈性模量E為：
式中：η——素混凝土高度和墻板高度之比，即2h1/h。
設在受彎矩M作用時，墻板軸線的豎向變形值大小為0，構件軸向變形僅由軸力引起，由轉角引起的墻板受力處豎向變形位移大小為：
式中：e——荷載在墻板上作用位置與中軸線的距離，因此，M=Ne，kN·mm。
軸向壓力作用下墻板的位移大小為：
由式（6）、（7）可計算出墻板在偏心壓力N作用下的位移值：
因此，偏心受壓下墻板的理論剛度為：
式中：χ——墻板偏心矩和偏心矩方向上截面慣性半徑的比值，即 e/i。
與軸壓試驗相同，可根據數據結果確定偏壓剛度計算公式的修正系數ξ，因此該類墻板結構偏壓剛度計算公式為：
2.3.3 墻板受壓剛度的計算
墻板試件尺寸為1200 mm×600 mm×150 mm，試驗測得混凝土彈性模量為1.2×104MPa，鋼材彈性模量為2.06×105MPa，偏心加載試驗時偏心矩大小為25 mm，軸壓試驗可看作偏心矩為0的偏壓試驗，利用式（2）和公式（9）計算出墻板剛度理論值以及根據試驗數據計算出墻板剛度試驗值，結果見表2。
表2 墻板剛度的計算值與試驗值
由于實際情況中可能存在的系統誤差、偶然誤差等影響，根據表2對理論計算結果進行修正，修正后的墻板剛度如表3所示。
表3 修正后墻板剛度
由式（2）和式（9）可知，當式（9）中 e=0時，偏壓剛度與軸壓剛度計算結果相同，因此，在剛度計算中可將軸壓看做偏心矩為0的偏壓情況，結合修正系數后得到墻板剛度統一的計算公式為：
在軸壓、偏壓試驗中唯一變量即為偏心矩e，且由表3可知修正系數變化不大，因此，在小偏心范圍內，偏心矩與修正系數ξ之間存在相關關系，為保證量綱一致和公式通用性，可看做修正系數ξ和χ之間存在線性相關關系，由表3計算可知該相關關系為：
將式（12）代入式（11）中，最終得到型鋼骨架墻板剛度計算公式：
3 結 論
（1）從墻板抗壓試驗可知，墻板偏壓25 mm時的極限荷載較軸壓時的極限荷載降低18.9%，二者極限荷載對應位移大小大致相同。
（2）墻板軸壓和偏壓時的荷載-位移曲線均可分為5個階段，OA段（0~0.45Fu）墻板所受荷載和位移之間成正比例關系，為彈性階段；AB段隨荷載增加位移變化較彈性階段要大，墻板產生塑性變形，裂縫在墻板側面端部產生并逐漸向中部發展；BC段，加載到B點，軸壓墻板側面、偏壓墻板距離荷載較近的側面裂縫貫通，墻板達到極限承載力Fu，之后墻板承載力不斷下降；CD段，加載到C點荷載下降到0.94Fu，之后墻板承載力回升，但上升幅度較??；D點之后，加載到D點荷載上升到0.97Fu，之后墻板承載能力下降直至破壞。
（3）提出此類型鋼骨架墻板剛度的計算公式，該公式可為不同墻板尺寸、不同骨架構造以及不同偏心受壓距離下的墻板剛度計算提供參考，并有助于該類型墻柱體系的軸向性能研究。
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0 引言
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圖1 型鋼骨架構造
圖2 墻板構造
2 冷彎薄壁型鋼骨架粉煤灰陶?；炷翂Π蹇箟涸囼?/h2>
根據墻板構造制作相應尺寸的模具，然后在其中澆筑墻板試件，拆模后進行灑水養護，養護完成后將其表面刷白以便在試驗中觀察裂縫開展情況。
2.1 試驗加載
抗壓試驗包括軸壓和偏壓2種試驗，每種試驗制作2塊墻板，加載設備為JYW-2000型壓力試驗機。加載時，先預加載至10 kN，持荷2 min，使壓力機、鋼板（或刀鉸）和墻板相互之間擠壓密實，之后逐級加載，每級100 kN，持荷5 min，直至試件破壞。偏壓加載試驗中，加載位置距墻板I1面50 mm，試驗加載如圖3所示。
圖3 墻板受壓試驗
2.2 墻板強度分析
根據墻板軸壓、偏壓試驗數據得到荷載-位移曲線如圖4所示，典型試驗數據如表1所示，墻體加載破壞如圖5所示。
圖4 墻板荷載-位移曲線
表1 墻板抗壓試驗典型數據
由圖4和表1可以看出，墻板在偏壓試驗時極限荷載Fu為1150.96 kN，較軸壓時的極限荷載1419.06 kN降低18.9%，而二者極限荷載對應的位移十分接近。軸壓和偏壓的荷載-位移曲線變化趨勢類似，都可分為以下5個階段：
OA段：從開始加載到A點（大致0.45Fu），墻板表面未出現明顯裂縫，荷載和位移成正比例關系，混凝土與型鋼骨架均處于彈性變形階段，此階段墻板如圖5（a）所示。
AB段：荷載繼續增加至B點以前，墻板側面上、下端開始出現裂縫并逐漸向墻板中部發展，荷載-位移曲線斜率減小，位移變化幅度增大，墻板產生塑性變形，此階段墻板如圖5（b）所示。
BC段：加載至B點，墻板試件達到其極限承載力Fu，軸壓試件極限承載力為1419.06 kN，其對應位移為2.98 mm，偏壓試件極限承載力為1150.96 kN，位移為3.00 mm，軸壓墻板I1面和I2面混凝土豎向裂縫貫通，偏壓墻板I1面混凝土豎向裂縫貫通。由于貫通裂縫的產生，部分混凝土退出工作，墻板變形不斷加大，承載力開始下降，此階段墻板如圖5（c）所示。
圖5 墻板加載破壞
CD段：至C點時，軸壓荷載下降至0.94Fu，產生位移3.11 mm，偏壓荷載下降至0.86Fu，產生位移3.45 mm，過C點后，墻板的承載力回升，但上升幅度不大，此階段墻板表面裂縫發展減緩，此階段墻板如圖5（d）所示。
D點之后：到D點時，軸壓荷載為極限荷載的97%，位移為3.46 mm，偏壓荷載為極限荷載的95%，位移為4.05 mm，這一階段承載力開始再次下降，墻板側面表面裂縫擴展加快，I面產生水平裂縫并不斷擴展最終和J面豎向裂縫連接，部分混凝土脫落，混凝土對型鋼骨架的約束進一步減弱，墻板承載能力不斷降低并最終破壞，此時軸壓位移為4.51 mm，偏壓位移為5.20 mm，此階段墻板如圖5（e）所示。
2.3 墻板剛度的計算
2.3.1 軸壓剛度計算公式
根據參考文獻[1]，可得材料剛度計算公式為：
式中：K——材料剛度，kN/mm；
N——施加荷載，kN；
Δl——軸向變形，mm；
E——材料的彈性模量，MPa；
A——構件的截面面積，mm2；
l——構件軸向長度，mm。
本文研究的是嵌套型鋼骨架的墻板，根據墻板構造，將其分為上、中、下3個部分，上、下為不含型鋼骨架的素混凝土，高h1=100 mm，中間部分為型鋼骨架和混凝土的聯合體，高h2=1000 mm，總高度為h=2h1+h2。假設在彈性階段型鋼骨架和混凝土之間不發生相對滑動，根據式（1）可得該墻板的理論剛度計算公式為：
式中：K板0——墻板剛度，kN/mm；
Ec——墻板所用混凝土的彈性模量，MPa；
A——墻板軸壓方向上的截面面積，mm2；
α——型鋼骨架與混凝土剛度比，即為（ESAS）/（EcA），ES為鋼材彈性模量（MPa），AS為型鋼骨架軸向截面面積（mm2）。
計算中由于型鋼骨架所占墻板面積比例不到0.34%，為計算方便，墻板中部聯合體混凝土橫截面面積大小近似看作墻板橫截面面積，由于試驗存在偶然性，數據離散性也較大，應對軸壓剛度計算公式進行修正，乘以修正系數ξ后，應使計算結果偏于安全，由此該類墻板結構軸壓剛度計算公式為：
2.3.2 偏壓剛度計算公式
偏壓剛度計算中墻板受力可看做為受一軸力和彎矩作用，而其剛度計算在本文中為墻板受力點處的荷載位移比值，與試驗數據對應，便于理解分析。結合軸壓剛度計算過程，在受彎矩作用時，墻板可看做一端固定一端自由的懸臂結構，該結構在受彎矩M作用時的頂端轉角為：
式中：I——墻板截面慣性矩，mm4。
由式（2）可得本文中的型鋼骨架墻板的彈性模量E為：
式中：η——素混凝土高度和墻板高度之比，即2h1/h。
設在受彎矩M作用時，墻板軸線的豎向變形值大小為0，構件軸向變形僅由軸力引起，由轉角引起的墻板受力處豎向變形位移大小為：
式中：e——荷載在墻板上作用位置與中軸線的距離，因此，M=Ne，kN·mm。
軸向壓力作用下墻板的位移大小為：
由式（6）、（7）可計算出墻板在偏心壓力N作用下的位移值：
因此，偏心受壓下墻板的理論剛度為：
式中：χ——墻板偏心矩和偏心矩方向上截面慣性半徑的比值，即 e/i。
與軸壓試驗相同，可根據數據結果確定偏壓剛度計算公式的修正系數ξ，因此該類墻板結構偏壓剛度計算公式為：
2.3.3 墻板受壓剛度的計算
墻板試件尺寸為1200 mm×600 mm×150 mm，試驗測得混凝土彈性模量為1.2×104MPa，鋼材彈性模量為2.06×105MPa，偏心加載試驗時偏心矩大小為25 mm，軸壓試驗可看作偏心矩為0的偏壓試驗，利用式（2）和公式（9）計算出墻板剛度理論值以及根據試驗數據計算出墻板剛度試驗值，結果見表2。
表2 墻板剛度的計算值與試驗值
由于實際情況中可能存在的系統誤差、偶然誤差等影響，根據表2對理論計算結果進行修正，修正后的墻板剛度如表3所示。
表3 修正后墻板剛度
由式（2）和式（9）可知，當式（9）中 e=0時，偏壓剛度與軸壓剛度計算結果相同，因此，在剛度計算中可將軸壓看做偏心矩為0的偏壓情況，結合修正系數后得到墻板剛度統一的計算公式為：
在軸壓、偏壓試驗中唯一變量即為偏心矩e，且由表3可知修正系數變化不大，因此，在小偏心范圍內，偏心矩與修正系數ξ之間存在相關關系，為保證量綱一致和公式通用性，可看做修正系數ξ和χ之間存在線性相關關系，由表3計算可知該相關關系為：
將式（12）代入式（11）中，最終得到型鋼骨架墻板剛度計算公式：
3 結 論
（1）從墻板抗壓試驗可知，墻板偏壓25 mm時的極限荷載較軸壓時的極限荷載降低18.9%，二者極限荷載對應位移大小大致相同。
（2）墻板軸壓和偏壓時的荷載-位移曲線均可分為5個階段，OA段（0~0.45Fu）墻板所受荷載和位移之間成正比例關系，為彈性階段；AB段隨荷載增加位移變化較彈性階段要大，墻板產生塑性變形，裂縫在墻板側面端部產生并逐漸向中部發展；BC段，加載到B點，軸壓墻板側面、偏壓墻板距離荷載較近的側面裂縫貫通，墻板達到極限承載力Fu，之后墻板承載力不斷下降；CD段，加載到C點荷載下降到0.94Fu，之后墻板承載力回升，但上升幅度較??；D點之后，加載到D點荷載上升到0.97Fu，之后墻板承載能力下降直至破壞。
（3）提出此類型鋼骨架墻板剛度的計算公式，該公式可為不同墻板尺寸、不同骨架構造以及不同偏心受壓距離下的墻板剛度計算提供參考，并有助于該類型墻柱體系的軸向性能研究。
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