洞口對帶縱向加強肋復合墻體豎向受力性能影響

陳國新，阿熱帕提·艾斯凱爾，席 亮

(新疆農業大學水利與土木工程學院，烏魯木齊 830052)

帶縱向加強肋復合墻結構是一種在砌體結構中設置多道貫通的截面和配筋較小的鋼筋混凝土肋梁作為縱向加強肋的結構形式，鋼筋混凝土肋梁與邊框柱澆筑成為一個整體，并與保溫性能好的砌塊逐層砌筑，形成一種各承力部件協同工作的復合型墻體。該結構是由密肋復合板結構派生出的適用于村鎮地區低層建筑的抗震、節能于一體的建筑結構體系[1-2]。

圖1 墻體尺寸詳情Fig.1 Detail of wall size

近年來，中外專家學者已經對加筋砌塊以及配筋砌塊剪力墻結構進行了廣泛的研究，討論了影響加筋砌塊和配筋砌塊剪力墻剛度、承載力等力學性能的因素，并為該結構的后續研究指明了方向。Colangelo[3]對13榀1/2比例的墻體模型進行偽靜力試驗，結果表明在其他因素相同的條件下，配縱筋較多的墻體抗側剛度更大，墻體整體性更好；在豎向荷載作用下，有填充砌塊的墻體整體變形更小。Haluk等[4]對18榀分別填充有配筋砌塊和空心磚砌塊的剪力墻進行了抗剪試驗，結果表明墻體的縱向配筋率和所承受的豎向壓應力大小對墻體的剪切性能影響最大，而墻體的豎向配筋率則對其抗剪能力影響不大；黃煒等[5]對12塊密肋復合墻體進行水平荷載作用下偽靜力試驗，結果表明對于密肋復合墻體三階段破壞過程來說，剪切破壞屬于有利的破壞形式，能夠體現出墻體擁有多道抗震防線；黃煒[6]對密肋復合墻體進行水平和豎向荷載作用下的試驗，研究結果表明密肋復合墻體邊框與框格、框格與內填砌塊之間不僅存在良好的協同工作關系，還能將多種力學性能相差懸殊的材料組合成為一種抗震性能良好的復合墻體結構。李啟鑫等[7]對4面設置有構造柱的墻體進行軸心受壓靜力試驗，試驗結果表明構造柱在墻體中的作用是與圈梁連接形成框格，約束墻體內部填充砌塊，不僅增強了墻體的整體性，也大幅提高了墻體的豎向承載能力。王愛民等[8]對5榀1/2比例生態密肋復合墻體進行豎向荷載作用下受壓靜力試驗，結果表明豎向荷載作用下，墻體各構件所承擔的軸力主要是按照各構件的剛度進行分配的，邊框柱承擔了大部分的豎向荷載，肋柱次之。

前人研究表明密肋復合墻體是一種抗震性能良好的墻體結構，墻體的混凝土框格和填充砌塊之間能協同受力并且分階段破壞，豎向荷載在墻體內部各構件中分配傳遞，并指出洞口是復合墻體豎向承載能力的主要影響因素，但墻體作為建筑結構承擔與傳遞豎向荷載和水平荷載的重要構件，而在實際工程中由于功能需要墻體常會出現開門、窗洞口的情況。開設洞口會破壞墻體的整體性，進而削弱加強肋復合墻體豎向承載力[9]。然而對于開洞墻體在豎向荷載作用下荷載分配情況的研究較少。因此，對2榀1/2比例開門洞和開窗洞的帶縱向加強肋復合墻體進行豎向荷載作用下的靜力受壓試驗，探明開洞墻體在豎向荷載作用下的破壞模式和內力分布情況，并與不開洞墻體進行對比，建立墻體數值模型分析洞口變化對豎向承載能力的影響。

1 試驗概況

1.1 試件設計

三榀墻體原型設計尺寸均為2.8 m(長)×3.0 m(高)×0.2 m(寬)，采用1/2縮尺比例制作，試驗墻體尺寸為1.4 m(長)×1.5 m(高)×0.1 m(寬)，編號分別為SCW-1(未開洞)、SCW-2(開門洞)、SCW-3(開窗洞)。外框梁和外框柱縱筋采用HPB300鋼筋，表示為4φ6，箍筋采用冷拔絲，表示為φb4@100；肋梁和肋柱配縱筋4φb4，箍筋采用14號鐵絲，表示為14#@100，各試件的尺寸如圖1所示。

1.2 加載及墻體測點布置

試驗采用100 t液壓作動器向試件施加豎向單調荷載，試驗加載裝置如圖2所示。

試驗時豎向千斤頂通過水平鋼梁向試件施加均布荷載，為保證加載鋼梁底部與試件緊密且均勻接觸，安裝加載鋼梁時，在鋼梁與墻體頂部鋪設1∶2水泥砂漿，并確保鋼梁和墻體頂部幾何對中。

采用力控加載法對試驗墻體進行豎向單調加載。三榀墻體的加載過程均包含預加載和試驗兩個階段。預加載階段均從0 kN開始加載至50 kN，每級荷載25 kN，并持時5 min，再逐級卸載到0。試驗階段墻體SCW-1每級施加荷載50 kN，每級荷載持續時間10 min，加載速率控制在10 kN/min，直至墻體破壞；墻體SCW-2與墻體SCW-3每級施加荷載30 kN，每級荷載持續時間10 min，加載速率控制在10 kN/min，直至墻體破壞。

圖2 試驗加載裝置Fig.2 Test loading device

為探明豎向荷載作用下墻體邊框柱、肋梁中鋼筋的應變狀態和整個墻體的變形狀態，在三榀墻體邊框柱和肋梁鋼筋上的相應部位粘貼應變片，并在暗梁頂端左側、中部和右側布置位移計，三榀墻體鋼筋測點布置如圖3所示。

C為柱；b為梁；mc為門洞柱圖3 墻體測點布置Fig.3 Measuring point layout of wall

2 試驗結果及分析

2.1 墻體破壞過程

3榀墻體豎向受力性能試驗結果表明，墻體在加載全過程中主要經歷了彈性、彈塑性和破壞三個階段[10-12]。三榀墻體的破壞過程及最終破壞圖如圖4～圖6所示。

圖4 SCW-1破壞過程裂縫圖Fig.4 Destruction process crack graph of SCW-1

圖5 SCW-2破壞過程裂縫圖Fig.5 Destruction process crack graph of SCW-2

圖6 SCW-3破壞過程裂縫圖Fig.6 Destruction process crack graph of SCW-3

2.1.1 彈性階段

在加載初期，墻體表面未出現明顯裂縫，隨著荷載逐漸增加，首先在墻體上部砌塊表面出現較少細微裂縫，隨后伴隨著細微的響聲，在墻體豎向砂漿縫中出現多道裂縫。隨著荷載的不斷增加，出現在砌塊上的裂縫不斷向肋梁與邊框柱延伸。此時的豎向荷載約為極限荷載的45%。將此時荷載稱為墻體開裂荷載。

2.1.2 彈塑性階段

當墻體進入彈塑性破壞階段后，個別砌塊角部被壓碎，肋梁開始出現貫通裂縫，且不斷向暗梁與邊框柱延伸。邊框柱與暗梁連接角部出現混凝土被壓碎并出現明顯的裂縫，此時墻體所承受的豎向荷載約為墻體極限荷載的70%～80%。

2.1.3 破壞階段

墻體進入破壞階段后，砌塊部分脫落，肋梁與邊框柱連接處混凝土開裂明顯，邊框柱側面豎向裂縫不斷變寬并向兩端延伸，兩側邊框柱與暗梁連接處混凝土被壓碎，導致部分鋼筋外露。此時，墻體大部分混凝土被壓碎，鋼筋已經屈服，墻體破壞。

2.2 墻體荷載-位移曲線

在墻體頂部兩個邊緣和中部位置設置三個位移計，讀取不同荷載級別下墻體頂部的豎向變形，三榀墻體頂部荷載-位移曲線如圖7所示。

圖7 試驗墻體頂部荷載-位移曲線Fig.7 Load-displacement curve at the top of the test wall

由圖7可以看出，在豎向荷載到達50 kN之前，墻體SCW-1頂部位移非常小，此時墻體整體性也較為完好，未出現明顯破壞現象；豎向荷載由50 kN加載到175 kN過程對應于墻體的彈塑性受力階段，此時荷載-位移曲線也反映為線性增長趨勢；荷載繼續增加，位移隨荷載增加趨勢變緩，此時墻體即將進入破壞階段；當墻體進入破壞階段后，荷載已經不再隨位移的增加而提升，宣告墻體破壞。墻體SCW-2在豎向荷載加載到75 kN之前頂部位移增長緩慢且左右兩端荷載-位移曲線大致重合；隨著荷載的不斷增大，墻體頂部兩端的位移都在不斷增大，但因為開門洞的原因，墻體右側剛度比左側小，導致加載過程中荷載向剛度較大的墻體左側集中，所以在加載過程中墻體左側位移一直大于右側位移。墻體SCW-3在加載初期荷載-位移曲線增長較為平穩；從70 kN加載至210 kN期間，位移增速較快，此時墻體正處于砌塊和肋梁受力的彈塑性階段；在210 kN加載至250 kN過程中，曲線有一段位移沒有增長，但荷載迅速提升階段，此時墻體砌塊和肋梁均被破壞，邊框柱開始承受豎向荷載，因前期邊框柱承重較少也未出現明顯的破壞現象，所以此時邊框柱對承載力有一個迅速的提升；同墻體SCW-1一樣，墻體SCW-3在接近極限荷載時其荷載-位移曲線并未出現明顯拐點，但此時荷載已不再繼續增長，墻體已破壞。

2.3 鋼筋應變

2.3.1 外框柱鋼筋

圖8為墻體邊框柱鋼筋應變隨荷載變化規律。由圖8(a)可以看出，除邊框柱上部截面外，墻體SCW-1邊框柱各截面鋼筋應變-荷載曲線變化趨勢基本相同，且大致分為三個階段。荷載由0 kN增加至150 kN時，各截面鋼筋應變增速較快，但荷載提升緩慢，此時墻體正處于彈性階段，鋼筋未出現塑性屈服；當荷載由150 kN增加至200 kN時，曲線突然變陡，鋼筋應變幾乎不再增大，但荷載迅速增長。此時對應于墻體的彈塑性破壞階段；當荷載繼續增加至250 kN時，荷載隨鋼筋應變變化趨勢明顯變緩。此時墻體SCW-1已接近于極限荷載，各部位鋼筋基本屈服。

圖8 墻體邊框柱鋼筋應變變化規律Fig.8 Change law of steel strain in wall frame column

由圖8(b)可以看出，墻體SCW-2各截面鋼筋應變隨荷載變化趨勢大致相等。在荷載由0 kN增加至第一級荷載30 kN時，各截面鋼筋應變增長速度較快；在荷載由30 kN增加至60 kN時，出現了短暫的強化階段，荷載迅速提升，但鋼筋應變增長速率緩慢；荷載從60 kN增加直到墻體破壞這一過程中，各截面的鋼筋應變-荷載曲線均基本呈線性增長。在加載全過程中，墻體右邊框柱底部鋼筋應變均小于左邊框柱底部鋼筋應變，主要原因是由于墻體兩側豎向剛度不均勻產生的。

由圖8(c)可以看出，左右邊框柱底部鋼筋應變-荷載曲線發展過程相差較大，但都當荷載到達30 kN時出現拐點。在加載初期30～60 kN時有一小段強化階段，強化階段過后墻體進入彈塑性破壞階段；當加載至210 kN時，曲線出現明顯拐點，鋼筋進入強化階段，荷載上升迅速，應變增長緩慢，此時墻體即將進入破壞階段；荷載增加至240 kN以后，鋼筋應變又開始出現明顯增長，但增長速率比第一階段緩慢，此時墻體已基本被破壞。

圖9 肋梁鋼筋應變變化規律Fig.9 Strain variation law of rib beam

2.3.2 肋梁鋼筋

帶縱向加強肋復合墻體共設置三道肋梁，取每榀墻體各道肋梁中部測點所測得的鋼筋應變數據進行分析。墻體肋梁中部鋼筋應變-荷載曲線如圖9所示。

由圖9(a)可知，未開洞墻體SCW-1各道肋梁中部鋼筋應變狀態相差懸殊，墻體底部鋼筋始終處于壓應變狀態，墻體上部肋梁鋼筋則始終處于拉應變狀態，但位于墻體中部肋梁的鋼筋則表現為很小的拉應變，并有向壓應變過渡的趨勢。三道肋梁中部鋼筋在加載初期應變值都很小，但當加載至100～150 kN時，曲線出現明顯拐點，此時砌塊已被完全破壞并退出工作，肋梁開始承擔更多的豎向荷載。

圖9(b)為開門洞墻體肋梁鋼筋應變變化規律。由于下層肋梁中部應變片損壞，因此未能獲得下層肋梁中部應變信息。由圖可以看出，墻體SCW-2中部肋梁鋼筋幾乎沒有出現應變，只是在外荷載超過250 kN時產生了較小的拉應變。墻體上部肋梁鋼筋始終處于拉應變狀態，且當豎向荷載達到120 kN時，鋼筋應變-荷載曲線出現明顯拐點，此時墻體進入第二受力階段，肋梁開始承擔主要豎向荷載。

由圖9(c)可知，在豎向荷載作用下處于窗洞下部肋梁鋼筋始終處于壓應變狀態，窗洞上部肋梁鋼筋則始終處于拉應變。當荷載增加至250 kN左右時，曲線出現明顯拐點，肋梁鋼筋基本屈服，墻體處于破壞階段。

3 洞口率和洞口位置對墻體豎向承載力影響

3.1 數值模型驗證

根據試驗墻體尺寸依次建立墻體各部件，并參考文獻[13]對于多種復合材料相接處時主從面的連接方式進行拼裝，選取理想的本構模型來定義混凝土、鋼筋和加氣塊等材料的本構關系[14]。將墻板中的箍筋和縱筋通過merge命令組成鋼筋籠，并選用Embedded Region命令嵌入混凝土中，使用Creat Boundary Condition命令對復合墻板模型的底部進行完全固結，通過Creat Load命令對暗梁上表面完成豎向加載的設置，全程采用力控制。試驗墻體模型及鋼筋骨架模型如圖10、圖11所示。

圖10 復合墻體整體模型Fig.10 Overall model of composite wall

圖11 試驗墻體鋼筋骨架模型Fig.11 Test the steel frame model of the wall

3榀試驗墻體試驗和有限元分析對比結果如表1所示。由表1可知，墻體承載力有限元模擬結果和試驗結果有一定的偏差[15-17]，有限元模擬結果略大于試驗結果，分析其原因，主要有以下幾個方面：①數值模擬時將加載條件理想化，而與實際情況下的加載有一定的偏差；②墻體數值計算中未考慮內填砌塊之間的拼縫及材料初始缺陷的影響；③內填砌塊與混凝土肋格、外框之間未考慮接觸屬性的影響，與實際情況存在一定的偏差，但相對偏差為4.6%～7.2%，偏差較小。建立的帶縱向加強肋復合墻體數值模型具有一定的適用性和精確性，建模過程可為其他不同工況下的墻體模型提供參考依據。

表1 墻體承載力試驗和有限元結果對比Table 1 Bearing capacity test of wall and comparison of finite element results

3.2 不同開洞工況對承載力影響研究

不改變墻體的外框尺寸，考慮洞口位置和洞口率變化的影響，建立不同開洞工況墻體數值模型進行計算，并與未開洞墻體的極限荷載進行對比，結果如表2所示。

表2 不同工況墻體模型有限元分析結果Table 2 Finite element analysis results of wall model under different working conditions

注：門洞置中是指門洞居中布置于墻體，門洞偏置是指門洞一邊為外框柱；窗洞置下是指窗洞底距離底邊肋梁250 mm，窗洞置上是指窗洞底距離底邊肋梁600 mm，窗洞偏置是指窗洞邊距離外框柱250 mm。

由表2可知，不論是門洞還是窗洞，相同洞口率情況下改變洞口位置，對墻體豎向承載力的影響并不明顯。在洞口位置固定的情況下，改變洞口率的大小對墻體承載力的影響程度較大[18-20]，尤其是在洞口大小超過600 mm×600 mm，洞口率的改變對墻體豎向承載力的影響更加明顯。因此，僅取影響墻體豎向承載力的主要因素洞口率的大小來考慮其對墻體豎向承載力的折減程度。

3.3 洞口折減系數

利用有限元分析結果，取洞口布置居中的墻體模型，運用IBM SPSS Statistics軟件對洞口率和折減率進行一元線性回歸分析，分析結果如表3～表5所示。

表3 回歸模型摘要Table 3 Summary of regression models

注：R2為擬合優度

表4 變異數分析Table 4 Analysis of variance

注：df為自由度；F為回歸均方與殘差平方的比值。

表5 回歸系數Table 5 Regression coefficients

注：B為非標準化回歸系數；β為標準化回歸系數，T為回歸系數檢驗值。

通過表3～表5墻體模型折減率與洞口率一元線性回歸分析結果可以得知，回歸模型調整后R2為0.94，接近于1，說明回歸模型擬合度較高，回歸方程顯著性檢驗的概率為0.02，小于顯著水平0.05，則認為當系數不同時為0.02時被解釋變量與解釋變量全體的線性關系是顯著的，可以建立線性方程。由系數表可知，洞口率與承載力折減率之間的一元線性方程表達式為

y=0.614x-0.480

(1)

由開洞率和折減率的一元線性回歸分析可知，洞口率與折減率之間存在0.614倍的線性關系，因此，建立洞口折減系數λ表達式為

(2)

式(2)中：Aw為帶縱向加強肋復合墻體洞口面積大小；A為帶縱向加強肋復合墻體面積。由此，考慮洞口折減系數，由未開洞墻體的承載力公式可計算帶洞口加強肋復合墻體的豎向承載力。

4 結論

采用試驗研究與有限元模擬相結合的方法對開洞帶縱向加強肋復合墻體進行豎向荷載作用下的受力性能研究，得到以下結論。

(1)開洞帶縱向加強肋復合墻體在豎向荷載作用下的破壞過程主要經歷了彈性、彈塑性和破壞三個階段。開門洞墻體邊框柱與暗梁連接角部混凝土壓碎而破壞，開窗洞墻體洞邊肋柱中縱筋壓屈而破壞。

(2)與不開洞墻體極限豎向承載力相比，開門洞墻體的承載力未明顯降低，開窗洞墻體降低較明顯。

(3)相同洞口率下，改變洞口位置對墻體承載能力的影響程度不明顯；相同洞口位置情況下，改變洞口率的大小對墻體承載力的影響程度較大。