高舒羽， 郭小農(nóng)， 劉 青， 王寶林， 王玉波

（1.同濟大學(xué) 土木工程學(xué)院，上海200092；2.上海同濟綠建土建結(jié)構(gòu)預(yù)制裝配化工程技術(shù)有限公司，上海 200092；3.吉林恒源建設(shè)有限公司，吉林 吉林 130011）

隨著預(yù)制裝配式建筑的廣泛應(yīng)用，國內(nèi)外對預(yù)制墻板的改進和研發(fā)力度也隨之增大。新型預(yù)制墻板逐漸向減小自重、改善承載和抗震性能、增強保溫節(jié)能效果、優(yōu)化施工和降低成本等方面發(fā)展。近年來，國內(nèi)外新型預(yù)制墻板的種類逐漸增多，針對墻板受力性能的研究也在同步展開。天津大學(xué)等研發(fā)出“CS板建筑體系”［1］，通過試驗研究了CS （concrete sandwich） 板的抗剪性能，并提出其抗剪極限承載力的計算公式。Liu等［2-3］引進并改進了澳大利亞的速成墻板，研究了不同形式的灌芯纖維石膏墻板在低周反復(fù)荷載作用下的抗剪性能、變形能力和破壞特征等。西安建筑科技大學(xué)研發(fā)出密肋復(fù)合墻板［4］，探討了墻體在水平低周反復(fù)荷載作用下的承載能力、延性、耗能等抗震性能，并提出了墻體的恢復(fù)力模型。為提高預(yù)制混凝土夾芯墻板的保溫性能，Lameiras等［5］研發(fā)出一種新型預(yù)制夾芯墻板，采用玻璃纖維作為抗剪連接件，同時內(nèi)外葉板采用鋼纖維自密實混凝土。

目前，預(yù)制混凝土夾芯板是使用較為普遍的預(yù)制墻板形式之一，這種墻板一般由內(nèi)外兩側(cè)的預(yù)制混凝土板及中間的保溫材料構(gòu)成，兩側(cè)混凝土板則通過抗剪連接件形成整體結(jié)構(gòu)。Salmon等［6-7］在1994年便提出了這種新型的預(yù)制混凝土夾芯板，同時對此新型墻板進行了大量試驗研究以探討合理的抗剪連接件形式。Li等［8-9］對12片預(yù)制鋼絲網(wǎng)夾芯墻板進行了軸心受壓試驗，研究了墻板的破壞形態(tài)、承載性能和穩(wěn)定性，并得出了其承載力和穩(wěn)定性計算公式。此外，隨著預(yù)制混凝土結(jié)構(gòu)在地震區(qū)低層建筑中的廣泛應(yīng)用，預(yù)制墻板作為預(yù)制混凝土結(jié)構(gòu)的重要組成部分，其抗震性能也逐漸成為學(xué)者們的研究重點。連星等［10-11］通過預(yù)制疊合板式剪力墻的低周反復(fù)荷載試驗，系統(tǒng)分析了預(yù)制墻板的承載力、延性、滯回性能以及耗能能力等特性，并且提出了預(yù)制疊合板式剪力墻的斜截面抗剪承載力公式。對預(yù)制開洞疊合剪力墻進行抗震性能試驗研究后，王滋軍等［12］得到了試件的滯回曲線、骨架曲線、剛度退化曲線、延性性能和耗能能力等性能。研究表明，預(yù)制開洞疊合剪力墻的受力性能基本和普通鋼筋混凝土開洞剪力墻相同，具有較好的抗震性能。

基于上述研究，本文提出一種新型預(yù)制復(fù)合墻板，該墻板的內(nèi)外葉板均為鋼絲網(wǎng)混凝土薄板，中間內(nèi)嵌發(fā)泡水泥塊作為保溫材料，墻板各部分通過鋼筋桁架網(wǎng)格連接成為整體。該墻板既可以單獨用作承重構(gòu)件，也可以作為圍護構(gòu)件使用，同時具有生產(chǎn)便捷、成本低廉、安裝方便等優(yōu)點，在裝配式建筑中具有廣闊的發(fā)展和應(yīng)用空間。本文對該新型預(yù)制復(fù)合墻板進行了試驗研究。

1 試驗設(shè)計

1.1 試件設(shè)計

預(yù)制復(fù)合墻板大致可分為3種規(guī)格：內(nèi)墻、外墻和開洞外墻，3種墻板的桁架鋼筋布置如圖1所示。其中開洞外墻（WQK組）會在洞口周圍進行加強，并根據(jù)洞口位置對桁架鋼筋間距進行調(diào)整。

圖1 預(yù)制復(fù)合墻板示意圖（單位：mm）Fig.1 Prefabricated composite wall（unit：mm）

為推廣預(yù)制復(fù)合墻板體系的使用，本文設(shè)計了3組共6個墻板試件，對不同規(guī)格墻板的抗側(cè)性能進行了試驗研究。試件內(nèi)外板為鋼絲網(wǎng)混凝土薄板，中間內(nèi)嵌發(fā)泡水泥塊體作為保溫材料，墻體內(nèi)部的縱橫向鋼筋桁架與鋼絲網(wǎng)采用綁扎連接。此外，在墻板試件的頂部和底部分別增設(shè)了鋼筋混凝土頂梁和底梁以方便加載和固定，如圖2所示。各墻板試件的具體信息列于表1，內(nèi)墻試件（NQ組）的厚度為200 mm，外墻（WQ組）和開洞外墻（WQK組）的厚度為300 mm，開洞外墻洞口底標高為0.9 m；內(nèi)外鋼絲網(wǎng)混凝土板的厚度均為40 mm，采用C30混凝土，并配有單層雙向A2.5@100冷拔鋼絲網(wǎng)；鋼筋桁架的保護層厚為80 mm，桁架縱筋采用直徑為8 mm的HRB400鋼筋，桁架腹筋采用直徑為6 mm的HPB300鋼筋。

表1 試件信息表Tab.1 Main information of specimens

1.2 加載裝置及方案

本試驗在同濟大學(xué)滬西校區(qū)的5 000 kN反力架上完成，主要探究3類墻板試件在一定軸壓比下的抗側(cè)性能，試驗裝置如圖2所示。豎向千斤頂可以在反力架橫梁上滑動，實現(xiàn)水平荷載的跟動，使得豎向荷載的位置相對于墻板試件不會發(fā)生變化；同時，分配梁使得豎向荷載均勻擴散到整個墻板上，水平連接件和拉桿可以實現(xiàn)水平荷載在試件頂梁處的往復(fù)循環(huán)加載；為避免墻板與反力架之間的相對滑移，在試件的工字形鋼筋混凝土底梁處共設(shè)置了4個錨固鋼架，以此形成端部固定邊界條件；此外由于墻板平面外剛度較小，為了防止墻板在加載過程中發(fā)生平面外位移，在頂梁位置設(shè)置了側(cè)向約束裝置。

圖2 加載裝置圖Fig.2 Loading device

試驗采用力-位移雙控制進行加載，首先在試件頂梁處施加恒定的豎向荷載，然后再施加水平荷載。鑒于墻體構(gòu)造特點，對內(nèi)墻施加軸心壓力，對外墻施加偏心壓力。每組共有2個試件，其中一個施加單調(diào)水平荷載以研究墻板的靜力承載性能，另一個施加循環(huán)往復(fù)水平荷載以研究其滯回性能。在單調(diào)水平加載試驗中，以每級20 kN的級差遞增加載，每級荷載保持約60 s，觀察數(shù)據(jù)采集儀記錄的實時荷載-位移曲線，如發(fā)現(xiàn)曲線斜率有明顯變化，則改用位移控制加載，直至試件破壞。在循環(huán)加載過程中，先單循環(huán)加載至屈服水平荷載Vy，然后按照0.5倍屈服位移δy為級差進行位移加載，每級循環(huán)3周。當試件承載力降低至峰值荷載的85%時，認為試件破壞，停止加載［13］。

1.3 測量方案

試驗主要測量的內(nèi)容有：墻板水平荷載、墻板水平位移、墻板表面混凝土和內(nèi)部鋼筋桁架的應(yīng)變。所有試件的位移測點均按照圖3進行布置，位移計D1和D2用來測量墻板頂部沿板寬方向的水平位移；D3和D4用來監(jiān)測試件底梁相對于反力架是否發(fā)生滑動位移；D5、D7、D9和D11分別測試墻板頂部相對于地面的豎向位移；D6、D8、D10和D12則分別測試墻板底部4個角點相對于地面的豎向位移。

圖3 位移測點布置示意圖Fig.3 Layout of displacement measuring points

如圖4所示，所有試件在墻板表面的混凝土及內(nèi)部鋼筋桁架均布置了位移測點。對于內(nèi)墻和外墻試件，在墻板內(nèi)外葉板表面混凝土上共對稱布置10個豎向應(yīng)變片（S1～S10）和8個橫向應(yīng)變片（SV1～SV8）；為了考察開洞對于墻板受力性能的影響，在開洞外墻的洞口附近又增設(shè)了應(yīng)變片測點；同時，在墻板兩側(cè)豎向鋼筋桁架底部的兩肢縱筋處布置豎向應(yīng)變片（C1～C4），測量加載過程中墻板內(nèi)鋼筋的應(yīng)變發(fā)展情況。最后，在墻板表面畫100 mm×100 mm方格網(wǎng)，方便記錄試件裂縫的開展情況。

圖4 應(yīng)變測點布置示意圖Fig.4 Layout of strain measuring points

2 試驗結(jié)果及分析

2.1 材性試驗

由于試驗場地空間不足，試件分為2個批次進行澆筑：內(nèi)墻（NQ組）為第1批次，外墻和開洞外墻（WQ組及WQK組）為第2批次。按照《普通混凝土力學(xué)性能試驗方法標準》［14］，分別制作了標準立方體試塊（150 mm×150 mm×150 mm）和標準棱柱體試塊（150 mm×150 mm×300 mm），見圖5。根據(jù)混凝土抗壓強度和軸心抗壓強度試驗，得到了2個批次混凝土的抗壓強度平均值和彈性模量平均值，如表2所示。然后，分別從同一批鋼筋桁架和鋼絲網(wǎng)中截取鋼筋拉伸試件，根據(jù)國家標準《金屬材料拉伸試驗》［15］的規(guī)定，測得了鋼筋和鋼絲網(wǎng)的力學(xué)性能指標，見表2。由于鋼筋和鋼絲直徑過小，試驗過程中夾持端出現(xiàn)滑移，故未能測得其彈性模量。

表2 材性試驗結(jié)果Tab.2 Material properties

圖5 材性試驗試件Fig.5 Specimens for material experiment

2.2 單調(diào)水平加載試驗

2.2.1 試驗現(xiàn)象

根據(jù)混凝土裂縫發(fā)展情況及荷載-墻頂位移曲線，試件的受力過程可劃分成3個階段：彈性階段、彈塑性階段及破壞階段。在彈性階段，荷載和位移兩者基本呈線性增長關(guān)系，當?shù)竭_開裂荷載Vcr時，墻板底部出現(xiàn)初始裂縫；在彈塑性階段，荷載和位移繼續(xù)增大，荷載-位移曲線出現(xiàn)一定的剛度退化，復(fù)合墻板的部分區(qū)域已經(jīng)進入塑性階段，墻板上裂縫的數(shù)量、長度及寬度也在不斷增長；在破壞階段，當達到峰值荷載Vmax后，曲線陡然下降，墻板受壓側(cè)混凝土壓碎，受拉側(cè)混凝土裂縫寬度增大，部分鋼絲網(wǎng)拉斷，試件迅速發(fā)生破壞，如圖6所示。

圖6 單調(diào)水平加載下試件破壞模式Fig.6 Failure modes of specimens at monotonic horizontal load

表3給出了墻板試件抗側(cè)性能的相關(guān)參數(shù)。開裂荷載Vcr根據(jù)試驗觀察所得；由于單調(diào)水平加載試驗試件的荷載-位移曲線沒有明顯的拐點，按照我國《建筑抗震試驗規(guī)程》［13］的規(guī)定，試件的屈服荷載Vy和屈服位移δy按照能量等值法確定；試件的極限荷載Vu及極限位移δu分別對應(yīng)荷載降至85%峰值荷載時的荷載和位移，若承載力未下降或下降未到85%，則取試驗結(jié)束時為極限點。

表3 預(yù)制復(fù)合墻板抗側(cè)性能Tab.3 Lateral performance of prefabricated composite walls

2.2.2 試驗結(jié)果分析

圖7a給出了單調(diào)水平加載下的各墻板不同高度處的荷載-位移（V - δ）曲線。結(jié)合圖7和表3可知，隨著墻板寬度及厚度的增加，墻板的剛度和承載能力有大幅度提升，但其延性有所下降。相比于內(nèi)墻NQ-1，外墻WQ-1的峰值荷載提高了52.38%，但極限位移降低了22.95%。此外，洞口對墻體整體承載性能的影響較大，墻板開洞會極大提高其延性，但同時也會降低其承載力。相比于外墻WQ-1，開洞外墻的峰值荷載下降了35.38%，極限位移提高了89.97%。從圖7b中可以看出，所有試件底梁的位移相對于墻頂位移較小，說明底梁固定牢靠，墻板和反力架之間的滑移可以忽略不計。

圖7 荷載-位移曲線Fig.7 Curves of load-displacement

圖8分別展示了外墻WQ-1的豎向桁架鋼筋應(yīng)變及混凝土應(yīng)變在單調(diào)水平荷載下的變化規(guī)律。從圖8a中可以看出，在加載初期，各鋼筋應(yīng)變ε與水平荷載V基本呈線性增長關(guān)系。隨著荷載增大，荷載-應(yīng)變曲線斜率發(fā)生明顯變化。當荷載到達峰值后，受壓側(cè)鋼筋（C1和C2）屈曲，受拉側(cè)鋼筋（C3和C4）也達到屈服。結(jié)合圖4b和圖8b可知，S4和S9應(yīng)變片位于墻板受壓側(cè)，混凝土豎向應(yīng)變始終為負值，且隨著荷載的增大而逐漸增大。當水平荷載達到峰值荷載后，左側(cè)混凝土受壓破壞。S5和S10位于墻板受拉一側(cè)，隨著水平荷載增大，其受力狀態(tài)由受壓轉(zhuǎn)變?yōu)槭芾?。當荷載達到約160 kN時，墻板受拉側(cè)出現(xiàn)裂縫，混凝土應(yīng)變超出應(yīng)變片量程，應(yīng)變片損壞。圖中“●”表示該測點處應(yīng)變片損壞，后續(xù)讀數(shù)缺失或無效。

圖8 外墻WQ-1荷載-應(yīng)變曲線Fig.8 Curves of load-strain of specimen WQ-1

2.3 低周反復(fù)加載試驗

2.3.1 試驗現(xiàn)象

在加載初期，墻板底部在循環(huán)荷載的作用下出現(xiàn)了水平裂縫。隨著荷載的增加，墻板持續(xù)發(fā)出開裂的聲音，裂縫分布范圍逐漸向墻板上部擴張，其數(shù)量逐漸增多，長度和寬度也隨之增加。最終，受壓區(qū)混凝土壓碎，受拉鋼絲網(wǎng)及鋼筋達到屈服，墻板發(fā)生破壞。圖9展示了部分試件的裂縫分布形式及混凝土壓碎圖狀態(tài)。

圖9 低周反復(fù)加載下試件破壞模式Fig.9 Failure modes of specimens at cyclic load

2.3.2 試驗結(jié)果分析

2.3.2.1 滯回曲線及骨架曲線

各試件的滯回曲線及骨架曲線如圖10和圖11所示。與單調(diào)水平加載的情況類似，墻板在低周反復(fù)荷載作用下的受力過程也可分為彈性、彈塑性及破壞3個階段。在彈性階段，水平荷載和墻板位移呈線性增長關(guān)系，滯回環(huán)面積較小，剛度退化不明顯，殘余變形也較小。在彈塑性階段，荷載-位移曲線出現(xiàn)一定的剛度退化，滯回環(huán)的面積也在逐漸增大，其形狀由“梭形”變?yōu)椤胺碨形”，荷載卸載到零時會出現(xiàn)明顯的殘余變形。最后達到破壞階段，試件由于塑性損傷累積，強度和剛度退化較大，當達到峰值荷載后，曲線陡然下降，墻板底部混凝土壓碎，鋼筋達到屈服，部分鋼絲網(wǎng)拉斷，如圖9所示。

圖10 墻板試件滯回曲線Fig.10 Hysteretic curves of specimens

圖11 骨架曲線對比Fig.11 Comparison curves of skeleton

圖11a對比了3種墻板的骨架曲線。從圖11a中可以看出：①外墻WQ-2的承載力最高。相比開洞外墻，其正向峰值荷載提高了54.87%，負向峰值荷載提高了49.56%；相比內(nèi)墻試件，其正向和負向峰值荷載分別提高了70.53%和47.26%。②開洞外墻的延性最好。相比試件WQ-2，其正向極限位移從4.73 mm提高到6.50 mm，負向位移從-4.94 mm提高到-7.37 mm，由此可見，開洞會大幅度提高墻板的延性。③ 3種墻板的骨架曲線較為相似，三者初始剛度相差較小，但試件WQ-2剛度最大；當裂縫出現(xiàn)后，各墻板剛度開始下降，其中內(nèi)墻NQ-2剛度的下降幅度最大。

由于試件正負向加載不對稱，取正向荷載與位移絕對值的平均值繪制骨架曲線，并與單調(diào)水平加載的荷載-位移曲線進行對比，如圖11b所示，可以看出，各類墻板的骨架曲線形狀大體上和單調(diào)加載曲線相似。在加載前期，兩條曲線接近于重合，初始剛度基本一致；在加載后期，墻板滯回曲線的強度和剛度有較為明顯的退化，且極限位移降低。

結(jié)構(gòu)或構(gòu)件的變形能力一般用延性系數(shù)來定量表述，其計算公式如下：

式中：δu為極限位移；δy為屈服位移。

極限位移δu為承載力下降至峰值荷載85%時的墻板位移，若承載力未下降至85%的峰值荷載，則取試驗結(jié)束時的墻體位移為極限位移；屈服位移δy按照能量等值法確定，如圖12所示。

圖12 能量耗散系數(shù)定義Fig.12 Determination of the energy dissipation factor

表4列出了根據(jù)式（1）計算得到的各墻板的延性系數(shù)及其他滯回性能參數(shù)。內(nèi)墻NQ-2和外墻WQ-2的延性系數(shù)分別為1.78和1.91，開洞外墻的延性系數(shù)為3.10。由此可見，洞口可以大幅度提高墻板的延性。

表4 預(yù)制復(fù)合墻板滯回性能Tab.4 Hysteretic behavior of prefabricated composite walls

2.3.2.3 耗能能力

各年級學(xué)生退位減法和不退位減法在口算速度上的平均用時和標準差如表4所示，其中“1-1不退位”表示“一位數(shù)減一位數(shù)不退位減法”，“2-1不退位”表示“兩位數(shù)減一位數(shù)的不退位減法”，“2-1退位”表示“兩位數(shù)減一位數(shù)的退位減法”．

耗能能力是指結(jié)構(gòu)或構(gòu)件在地震作用下通過自身發(fā)生塑性變形而消耗地震能量的能力。低周反復(fù)荷載作用下，結(jié)構(gòu)或構(gòu)件荷載-位移曲線所包圍的面積是衡量其耗能能力的重要指標。通常滯回曲線越飽滿，滯回環(huán)包圍的面積越大，耗散的能量越多，耗能能力越強。結(jié)構(gòu)或構(gòu)件的耗能能力常用能量耗散系數(shù)η來衡量。

式中：S(ABC+CDA)為荷載-位移滯回環(huán)的面積；S(OBE+ODF)為滯回環(huán)卸載段與橫坐標軸圍成的三角形面積，如圖12所示。

圖13對比了不同墻板的能量耗散系數(shù)隨荷載等級N的變化?？傮w來說，各類墻板的耗能系數(shù)隨荷載等級增加呈上升趨勢。內(nèi)墻的滯回次數(shù)明顯低于外墻和開洞外墻，加載到第6級，試件便發(fā)生破壞。開洞外墻WQK-2的耗能能力明顯優(yōu)于普通外墻WQ-2，洞口可有效提高墻板的耗能能力。

圖13 能量耗散系數(shù)隨荷載等級的變化Fig.13 Energy dissipation factor versus load level

3 數(shù)值模擬

通過上文分析可知，墻板的骨架曲線與單調(diào)水平加載曲線較為近似，為節(jié)省計算時間，本文僅對單調(diào)水平加載下的墻板試件進行有限元分析。采用ABAQUS建立了與試驗試件相同尺寸的有限元模型，模型中各部件及組裝圖如圖14所示。試件底梁的主要作用使墻板與反力架之間不發(fā)生相對位移，以此模擬復(fù)合墻板的端部固支邊界條件。為節(jié)省計算成本和時間，數(shù)值模型中不建立底梁部件，直接在墻板底部施加固定約束。同時，由于水平桁架與豎向桁架采用等強焊接，兩者采用一個整體桁架鋼筋籠來模擬。在模型中，采用實體單元C3D8R模擬空腔混凝土板和頂梁，采用桁架單元T3D2模擬桁架鋼筋籠和鋼絲網(wǎng)。此外，鋼筋和混凝土的本構(gòu)關(guān)系分別采用雙折線隨動強化模型和塑性損傷模型，各部件的力學(xué)性能指標根據(jù)材性試驗實測結(jié)果確定。

圖14 有限元模型Fig.14 Comparison curves of skeleton

圖15給出了試件WQ-1的試驗破壞照片和有限元分析應(yīng)力云圖。從應(yīng)力云圖可知，空腔混凝土板受壓側(cè)應(yīng)力最大，大片鋼絲網(wǎng)及鋼筋桁架已經(jīng)達到屈服應(yīng)力，對應(yīng)了試驗所得到的破壞模式：受壓側(cè)混凝土壓碎，受拉側(cè)部分鋼絲網(wǎng)拉斷，鋼筋桁架達到屈服。對比可知，有限元模型的破壞模式與試驗得到的破壞模式基本吻合。圖16將墻板水平加載數(shù)值模型的荷載-位移曲線與試驗實測曲線進行對比。以外墻墻板試件為例，WQ-1的荷載-位移曲線、 WQ-2的荷載-位移骨架曲線與有限元所得荷載-位移曲線較為吻合。有限元所得的墻板峰值荷載為309.98 kN，與WQ-1進行比較，極限承載力誤差僅為1.33%。綜上所述，該有限元模型可以較好地模擬墻板的真實受力情況，為墻板承載性能的深入研究提供了有力依據(jù)。

圖15 破壞模式對比Fig.15 Failure mode of specimen WQ-1

圖16 試件荷載-位移曲線對比Fig.16 Load-displacement curves of specimens

4 結(jié)論

本文提出了一種新型預(yù)制復(fù)合墻板，并對內(nèi)墻、外墻和開洞外墻共3種規(guī)格的墻板分別進行了單調(diào)水平加載試驗和低周反復(fù)加載試驗，通過試驗結(jié)果可得出如下結(jié)論：

（1）試件在單調(diào)水平荷載和低周反復(fù)荷載作用下的破壞模式均為混凝土壓碎、部分鋼筋桁架和鋼絲網(wǎng)受拉屈服。

（2）墻板在單調(diào)水平加載下的峰值荷載分別為206.16、314.15和201.99 kN，此預(yù)制復(fù)合墻板具有良好的承載能力。

（3）墻板的骨架曲線與單調(diào)水平加載的荷載-位移曲線較為相似，墻板具有良好的延性和耗能能力；墻板開洞可有效提高其變形能力和耗能能力，同時也會大幅降低其極限承載力。

（4）有限元分析與試驗的對比結(jié)果表明，本文所建立的有限元模型可以較好地模擬墻板的破壞模式和受力狀態(tài)，為墻板承載性能的深入研究提供了有力依據(jù)。

作者貢獻聲明：

高舒羽：模型構(gòu)建，數(shù)據(jù)分析，論文寫作。

郭小農(nóng)：論文構(gòu)思，論文修改。

劉 青：資金支持，提供試驗意見。

王寶林：資金支持，提供試驗意見。

王玉波：資金支持，提供試驗意見。