呂偉榮，胡益民，李 遠

(湖南科技大學(xué)土木工程學(xué)院，湖南湘潭411201)

0 引言

與普通磚砌體——鋼筋混凝土構(gòu)造柱組合墻不同，節(jié)能型砌體組合結(jié)構(gòu)中砌體部分為加氣混凝土承重砌塊，由保溫砂漿砌筑而成;構(gòu)造柱和圈梁由具有一定保溫性能的自密實輕骨料混凝土澆筑而成。作為一種自保溫結(jié)構(gòu)體系，節(jié)能型砌體組合結(jié)構(gòu)的優(yōu)勢在于能滿足廣大中南地區(qū)夏熱冬冷等節(jié)能要求。研究表明由加氣混凝土承重砌塊和保溫砂漿組成的砌體抗壓強度試驗平均值fc，M=3.07 MPa，換算為設(shè)計強度基本達到普通燒結(jié)磚砌體MU10，M5.0水平，可滿足結(jié)構(gòu)豎向承重要求。但作為一種新型結(jié)構(gòu)形式，其抗震性能的研究尚未展開。為此，本文通過對2組4片節(jié)能型砌體組合墻片進行低周反復(fù)加載試驗，研究其抗震變形性能，為該結(jié)構(gòu)體系的廣泛應(yīng)用提供參考(朱伯龍，1989)。

1 試驗概述

1.1 試件設(shè)計

本文根據(jù)住宅建筑中普遍采用的開間或進深尺寸，分別設(shè)計了2組對比試件進行試驗，2組試驗墻片原型尺寸為3 000 mm×2 800 mm×240 mm、4 000 mm×2 800 mm×240 mm。根據(jù)湖南科技大學(xué)土木學(xué)院具體的試驗條件，本次試驗墻片采用上述原型的1/2縮尺模型(表1、表2和圖1)。

圖1 墻片1布置圖(a)墻片1尺寸圖;(b)鋼筋布置圖Fig.1 Placement of wall 1(a)dimension of wall 1;(b)placement of reinforcement

表1 試驗墻片類型Tab.1 Type of the test walls

表2 底梁、圈梁及構(gòu)造柱截面Tab.2 Section of mudsill、ring beam and constructional column

1.2 試驗方案

研究中采用水平往復(fù)荷載試驗研究組合砌體墻片的抗震性能，該試驗在湖南科技大學(xué)結(jié)構(gòu)實驗室進行，水平往復(fù)加載采用荷載位移混合控制方法(聶建國，2013a，b)，加載裝置示意圖如圖2所示。

圖2 試驗加載裝置示意圖Fig.2 Sketch map of test loading device

1.3 量測方案

試驗中需通過應(yīng)變片和百分表量測試件的應(yīng)變和位移來觀察試件的變形情況，試件應(yīng)變片和百分表布置如圖3所示。

圖3 應(yīng)變片、百分表和位移傳感器布置圖(a)W1鋼筋應(yīng)變片布置圖;(b)W1百分表、位移傳感器、砌體和混凝土應(yīng)變片布置圖Fig.3 Arrangement of strain gauge，dial indicator and displacement sensor(a)arrangement of steel strain gauge of W1;(b)arrangement of dial indicator of W1、displacement sensor and strain gauge on masonry and concrete

2 試驗現(xiàn)象

2.1 墻片W1、W2

W1、W2分別做了2片，各自命名為W1－1和W1－2以及W2－1，W2－2，試驗步驟及破壞過程描述如下:

(1)首先施加豎向均布荷載0.1 MPa，待變形穩(wěn)定后，開始施加水平推力。

(2)當(dāng)水平荷載加到33 kN(開裂荷載)時，W1上部的第二皮磚出現(xiàn)了幾條稍微傾斜的豎向裂縫(圖4a)，并沿斜向繼續(xù)發(fā)展。而墻片W2出現(xiàn)這一現(xiàn)象時荷載為41 kN。

(3)彈塑性階段:當(dāng)荷載達到65 kN時，W1構(gòu)造柱的上下角部出現(xiàn)了斜向裂縫(圖4d)，且隨著荷載的增加逐漸相連，最后形成比較明顯的X型裂縫(圖4c)。W2為71 kN。

(4)極限值:水平推拉力最大值為98 kN，此時W1的極限位移角達到1/70。W2的極限水平推拉力為80.18 kN，此時極限位移角達到1/72，砌體表面裂縫比較多，最大裂縫寬度達到2.2 mm左右，且砌體與構(gòu)造柱有相互脫開的現(xiàn)象，砌體出現(xiàn)了壓碎掉塊的狀況。

(5)破壞階段:隨著水平位移的增加，砌體所能承受的荷載不再增加，最后荷載急速下降，墻體破壞(圖4b)。

圖4 W1裂縫分布圖(a)W1開裂圖;(b)W1墻體破壞圖;(c)W1裂縫圖;(d)W1構(gòu)造柱開裂圖Fig.4 Crack distribution of W1(a)crack of W1;(b)failure of W1;(c)crack of W1;(d)crack for constructional column of W1

3 試驗結(jié)果與分析

3.1 滯回性能

各試件的滯回曲線見圖5。W1和W2的滯回曲線的形狀大體一致，呈反S形，有明顯的捏攏現(xiàn)象。整體而言，二組試件滯回曲線較飽滿，有一定的抗震耗能能力。

3.2 延性

本試驗墻片的破壞轉(zhuǎn)角均值為1/64，與抗震規(guī)范中規(guī)定的框架—抗震墻關(guān)于彈塑性層間位移角限值1/100的要求接近，表明結(jié)構(gòu)具有良好的變形能力，能滿足抗震要求。墻片延性性能(周柄章，夏敬謙，1991;施楚賢，周海兵，1997;金偉良等，2001;周錫元等，2006;鞏耀娜，2012)如表2所示。

表2 墻體延性性能(Δcr)Tab.2 The ductility of the wall(Δcr)

3.3 耗能能力

在現(xiàn)代工程抗震設(shè)計中，常用等效粘滯阻尼系數(shù)he來判別構(gòu)件的能量耗散性能，根據(jù)梁建國等(2003)、鞏耀娜(2012)的公式計算等效粘滯阻尼系數(shù)，可得W2的開裂阻尼系數(shù)為0.098，極限阻尼系數(shù)為0.112，破壞阻尼系數(shù)為0.146。

一般鋼筋混凝土結(jié)構(gòu)的等效粘滯阻尼系數(shù)he在0.1左右，由計算結(jié)果可知，W2的開裂阻尼系數(shù)與鋼筋混凝土結(jié)構(gòu)的接近，而破壞阻尼系數(shù)為其1.5倍。在位移控制加載過程中，等效粘滯阻尼系數(shù)he隨著位移的增加也逐漸增加，說明塑性鉸的轉(zhuǎn)動消耗了能量，滿足抗震設(shè)計要求。

圖5 荷載—位移滯回曲線圖(a)W1－1;(b)W1－2;(c)W2－1;(d)W2－2Fig.5 Hysteresis loops of load and displacement

3.4 剛度退化

采用割線剛度來表現(xiàn)試件在加載過程中的剛度退化，任一加載循環(huán)的等效剛度就是這一加載循環(huán)的正負方向的頂點的割線剛度(鞏耀娜，2012)，則等效剛度按式(1)計算(史慶軒，易文宗，2000;鞏耀娜，2012):

式中，Ki表示第i次加載循環(huán)的換算的等效剛度;Pi表示第i次加載循環(huán)正方向上所能承受的最大橫向荷載值;－Pi表示第i次加載循環(huán)反向上所能承受的最大橫向荷載值;Δi表示第i次加載循環(huán)正方向上與荷載值Pi所對應(yīng)的位移值;－Δi表示第i次加載循環(huán)反方向上與荷載值Pi所對應(yīng)的位移值。

各試件剛度在加載過程中的變化規(guī)律如圖6所示。第一組試件在整個加載過程中剛度變化基本保持一致，從圖6中可以很明顯的看出試驗初期剛度下降速度較快，后期剛度下降速度較慢，且W1－2剛度較W1－1較低，這是由于W1－2的滯回環(huán)較W1－1飽滿。第二組試件墻片剛度與第一組的現(xiàn)象基本一致。綜合二組試件墻片的數(shù)據(jù)顯示:高寬比的不同對試件的整個加載過程的剛度退化影響不明顯，對于第一、二組試件，從開始加載到墻體發(fā)生破壞，墻體剛度下降了50%左右。

圖6 試件剛度退化曲線Fig.7 Stiffness degradation curve of test piece

4 結(jié)論

(1)節(jié)能型砌體組合墻片的滯回曲線較飽滿，耗能能力比較好，由于砌體破壞產(chǎn)生的滑移導(dǎo)致有較明顯的捏攏效應(yīng)。

(2)試件極限位移角在1/70～1/58之間，平均值為1/64，有較好的延性，能滿足結(jié)構(gòu)對彈塑性抗震變形的要求。

(3)承載力極限狀態(tài)時的等效粘滯阻尼系數(shù)在0.075～0.112之間，平均值為0.094。表明砌體有較好的耗能能力，能夠滿足抗震要求。

(4)試件破壞后，剛度較加載前下降了50%左右，說明試件裂縫發(fā)展良好，具有較強的延性性能，符合抗震要求;高寬比對試件剛度退化影響不明顯。

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