陳偉，劉蜜，張明亮，吳方伯，周緒紅

(1. 長沙理工大學土木工程學院，湖南長沙，410114；2. 湖南建工集團有限公司，湖南長沙，410029；3. 湖南大學土木工程學院，湖南長沙，410082；4. 重慶大學土木工程學院，重慶，400044)

隨著城市化建設的迅猛發(fā)展，建筑行業(yè)每年都會產生大量的廢棄混凝土，將這些廢棄混凝土重新進行破碎、篩分、清洗與分級后，形成再生骨料，再混合水泥、水及相應的摻合料攪拌制備再生混凝土，經二次開發(fā)后重新利用到建筑業(yè)中。本課題組采用再生混凝土技術，利用建筑廢棄物來制作再生混凝土橫孔空心砌塊。這種砌塊能夠利用自身構造特點，通過幾何連鎖實現干砌砌筑以及墻體的裝配式建造，不僅能提升施工效率，而且能節(jié)約資源。近年來，國內外研究者對再生混凝土砌塊砌體基本力學性能和抗震性能進行了一系列研究，如：YANG 等[1]研究了替代率分別為0，30%，50%和100%的再生細集料對再生混凝土空心砌塊力學性能的影響，發(fā)現在相同條件下，隨著再生細集料替代率增加，抗壓強度和抗彎強度逐漸降低；HAO 等[2?5]對再生骨料混凝土空心砌塊砌體進行了基本力學試驗，發(fā)現其抗壓抗剪性能與普通混凝土空心砌塊砌體的抗壓抗剪性能相似，砌體抗壓強度主要與砌塊強度有關，抗剪強度主要與砂漿強度有關；ZHANG等[6?7]通過試驗研究發(fā)現再生混凝土砌塊砌體具有較高抗剪強度，同時對計算結果與試驗結果進行了對比分析，得出了抗剪強度設計值；呂西林等[8?9]為研究全再生混凝土和半再生混凝土框架抗震性能，對8層框架結構進行了1/4縮尺振動臺模型試驗，發(fā)現合理設計配合比能滿足8度抗震設防的要求，可用于災后重建工程實踐；劉佩等[10]對3 片不同構造形式的RC?加氣混凝土砌塊組合墻進行了擬靜力試驗，發(fā)現構造柱可以將鋼筋混凝土與加氣混凝土砌塊黏結形成承重組合墻，具有良好抗震性能；肖建莊等[11]為研究再生混凝土小型空心砌塊的抗震性能，設計了4 榀構造柱?圈梁體系約束的墻體進行低周反復荷載試驗，發(fā)現提高縱筋配筋率對抗震性能提升不大，增大豎向壓應力，抗震性能反而下降。由于設置了構造柱?圈梁約束，再生混凝土砌塊墻體的延性較大，耗能能力較強。

從上述研究成果可知，人們對再生混凝土空心砌塊抗壓、抗剪、抗震等進行了大量研究[12?14]，但對墻體局部受壓性能的研究較少。為此，本文作者結合再生混凝土技術與原有混凝土橫孔空心砌塊砌體的研究成果[15?18]，利用建筑固體廢棄物制成再生混凝土橫孔空心砌塊，針對再生混凝土橫孔空心砌塊墻體在局部受壓方面展開試驗研究，分析其局部受力特性，解決這種墻體局部受壓承載力計算問題，以便為其推廣應用提供參考。

1 試驗概況

1.1 試驗設計與制作

試驗共設計8片墻體，分別對試件的中部、端部和角部3個不同局部位置進行豎向荷載作用下的靜力試驗研究，探討不同局壓面積和高厚比對墻體的局部受壓性能的影響，其中3 片中部受壓，3片端部受壓，2片角部受壓。試件制作在長沙理工大學土木工程學院公路工程試驗中心完成，試件構造尺寸及主要參數如表1及圖1所示。

表1 試件編號及主要參數Table 1 Specimen number and main parameters

圖1 試件設計尺寸Fig.1 Design dimensions of specimen

8 片墻體試件均由頂梁、砌塊墻體和底梁組成。頂梁長×寬×高為750 mm×190 mm×100 mm，底梁長×寬×高為750 mm×250 mm×200 mm，縱筋采用HRB335 級直徑為14 mm 的鋼筋，箍筋采用HPB235 級直徑為8 mm 的鋼筋，底梁制作時在兩端預埋吊栓以便于墻體的吊裝及其運輸，尺寸及配筋情況如圖2所示。再生混凝土橫孔空心砌塊由湖南思為科技開發(fā)有限公司生產，尺寸如圖3 所示。主砌塊長×寬×高為290 mm×190 mm×200 mm，輔砌塊長×寬×高為145 mm×190 mm×200 mm。砌塊各組分含量以及再生骨料性能如表2 和表3所示。

表2 再生混凝土橫孔空心砌塊各組分含量Table 2 Mix proportions of recycled concrete cross-hole hollow blockkg?m-3

表3 再生骨料性能Table 3 Performance of recycled aggregate

圖2 梁截面配筋圖Fig.2 Diagrams of beam section reinforcement

圖3 再生混凝土橫孔空心砌塊Fig.3 Recycled concrete cross-hole hollow block

制作流程：首先綁扎底梁鋼筋籠并支模，再對底梁澆筑普通C30 混凝土，在實驗室自然養(yǎng)護7 d；墻體砌筑時，砌塊使用生產批次相同產品，采用“三一法”砌筑，最后將頂梁的鋼筋籠放好位置并支模并進行澆筑。制作完后，在實驗室自然養(yǎng)護28 d。

1.2 材料特性

底梁和圈梁使用普通C30混凝土澆筑，實測立方體抗壓強度平均值為34.52 MPa。采用C20 細石混凝土澆筑凹槽內的鋼筋混凝土帶并配置2根直徑為6 mm 的HPB235 鋼筋，實測立方體抗壓強度平均值為22.53 MPa。墻體砌筑砂漿采用配比為1∶3的水泥混合砂漿，設計強度等級為M5.0，實測砂漿抗壓強度平均值為7.79 MPa。砌塊使用生產批次相同產品，實測抗壓強度平均值為3.65 MPa。

1.3 加載制度和測點布置

試驗加載制度參照GB/T 50129—2011[19]，采用物理對中、分級施加荷載的方法。試驗加載裝置采用長春試驗有限公司500kN 的微機伺服壓力機施加豎向荷載。測點布置如圖4所示。根據試驗要求，對試件正反面進行編號，正面為A 面，反面為B 面。在A 面受壓位置下方2/3 高度內布置2 塊豎向百分表，其位置記為點1 和點2。B 面非局壓位置下方與正面等距布置2塊豎向百分表，其位置記為點3 和點4。為測量平面外位移，在第三皮砌塊上部各布置1塊橫向百分表，其位置記為點5和點6。豎向位移以壓力方向為正，平面外位移以偏離墻體向外為正。在施加荷載過程中，記錄每級荷載下各百分表的讀數。

圖4 測點布置圖Fig.4 Layout of measuring points

2 試驗結果

2.1 破壞形態(tài)

2.1.1 中部局壓時的試件破壞形態(tài)

中部局壓時試件破壞形態(tài)如圖5 所示。由圖5(a)可見：試件開始加載時墻體未出現裂縫，當墻體加載至破壞荷載的85%～95%時，試件頂部加載位置1/3 高度以下出現初裂縫；隨著荷載繼續(xù)增加，局壓位置下部邊緣地帶能看到細小裂縫，初裂縫向下沿45°角向墻體邊緣擴展，向上大約60°角延伸至試件頂端。伴隨著砂漿外壁脫落，延伸的裂縫突然增寬，主裂縫擴展至試件1/3高度處貫穿，墻體失去承載力破壞，顯示出一定的脆性特征。由于現澆鋼筋帶內的約束作用，裂縫主要分布于局壓位置下部兩皮砌塊高度以內，數量少，較集中，符合劈裂破壞的特征。

2.1.2 端部局壓時的試件破壞形態(tài)

從圖5(b)可見：端部局壓試件的初裂縫出現在頂皮砌塊側面的不同位置，此時荷載78%～91%為破壞荷載；隨著加載進行，局壓部位端部靠近邊緣一半寬度內出現大量新裂縫，局壓位置下方h/3高度內數量較多，且分布集中，砌塊內部出現開裂現象，裂縫呈上下2個方向豎向發(fā)展；當加載至破壞荷載時，由于端部加載應力集中，墻體受力不均勻，頂部局壓下方砌塊側面明顯變形，砌塊頂板與內部底板裂縫貫通，伴有砌塊壓碎掉落的跡象，破壞特征表現為局部壓碎和裂縫豎向發(fā)展。

2.1.3 角部局壓時的試件破壞形態(tài)

從圖5(c)可見：角部局壓試件在加載初期沒有明顯的變形和裂縫出現，當加載至破壞荷載的65%～73%時，局壓位置下方第三、第四皮砌塊開始有初裂縫產生；繼續(xù)加載，裂縫寬度迅速增加，擴展至上下砌塊，砂漿層伴有橫向裂縫出現，裂縫主要集中在非局壓位置h/3～2h/3范圍內；當墻體接近破壞時，出現初裂縫的砌塊變形明顯，呈現由內向外膨脹壓碎的趨勢，試件內部底板斜裂縫有貫通跡象，最后，非局壓位置的橫向裂縫與其連通，破壞伴有壓碎和劈裂跡象，墻體突失承載力。

綜上可見，圖5(a)所示破壞是由于豎向裂縫持續(xù)發(fā)展，圖5(b)所示破壞為劈裂破壞，圖5(c)所示破壞屬于砌塊局部壓碎破壞，這3種受壓狀態(tài)下墻體中部局壓內部擴散作用明顯比端部局壓和角部局壓強，墻體受力均勻，應力傳遞效果更加直接，致使裂縫擴張范圍更廣。內設鋼筋混凝土帶，可有效阻止內部裂縫演變，提高墻體承載能力。

圖5 試件破壞形態(tài)圖Fig.5 Failure diagrams of typical specimens

2.2 局部受壓承載力

開裂荷載和極限荷載是反映砌體結構中墻體受力特征的2個重要指標，是進行承載力計算分析的重要依據。墻體試件的開裂荷載和極限荷載見表4。由表4 可知：墻體試件的開裂荷載為極限荷載的69.7%～93.3%，平均值為82.3%；不同位置承受荷載的能力有所不同，中部均勻受壓試件的開裂荷載為極限荷載的85.7%～93.3%，端部均勻受壓試件的開裂荷載為極限荷載的78.4%～90.4%，而角部均勻受壓試件的開裂荷載為極限荷載的69.7%～72.1%。試驗設置了高厚比和局壓面積2 個變化參數，結果表明試件Z-3 比Z-1 的極限承載力提高21.2%，試件D-3 比D-1 的極限承載力提高25.6%，增大高厚比可以提高墻體的承載能力。試件Z-2比Z-1 的極限承載力提高了4.4%，試件D-2 比D-1 的極限承載了提高了15.7%，試件J-2比J-1的極限承載力提高了16.6%。試驗結果表明墻體承載力隨著局壓面積增大而提高。相對于中部局壓的情況，角部局壓和端部局壓2種情況的承載能力受局壓面積增大而提高的幅度更大。

表4 墻體試件的開裂荷載和極限荷載Table 4 Cracking load and ultimate load of wall specimens

2.3 墻體豎向變形和平面外位移

2.3.1 中部局壓時的豎向和平面外位移

圖6所示為試件Z-1，Z-2和Z-3在中部均勻受壓時的荷載?豎向位移曲線和荷載?平面外位移曲線。

由圖6 可知：試件Z-1，Z-2 和Z-3 荷載?豎向位移曲線呈三折線型，墻體經歷了彈性階段、彈塑性階段以及破壞階段；初始加載時，4個測點位移基本保持一致，隨著荷載增加，局壓位置下的兩測點位移大于非局壓位置下的兩側點位移，且上部測點位移大于下部測點位移，說明由于再生混凝土橫孔空心砌塊本身的構造特點以及水平鋼筋帶的作用，試件局部壓應力由頂板傳向邊緣側面，局壓位置承受主要的豎向變形，而非局壓位置由于被鋼筋混凝土帶阻斷傳力途徑，變形較小，從而減弱了墻體在荷載作用下的內部擴散效應以及套箍能力。

圖6 中部局壓荷載?位移曲線Fig.6 Load displacement curves of central local pressure

由圖6 還可見：在彈性階段，試件Z-1 和Z-3的點5、點6處變形基本一致，Z-2試件測點5變形增長較快，表明局壓面積對墻體各部位平面外位移會產生影響，高厚比對其影響不大；隨著荷載增加，試件上部局壓位置的平面外位移比下部非局壓位置位移增大更快，這是因為墻體裂縫主要發(fā)生在局壓位置以下h/3高度以內。

2.3.2 端部局壓時的豎向和平面外位移

圖7所示為試件D-1，D-2和D-3在端部均勻受壓時的荷載?位移曲線。

從圖7(a)，(c)和(e)可見荷載?豎向位移曲線呈三折線型，墻體承受荷載過程中同樣經歷3 個階段；試件D-1，D-2和D-3局壓位置下點1豎向位移均大于其他3 個測點的豎向位移；當加載至40 kN時，D-1 和D-2 試件3 號測點位移比2 號測點位移的大，D-3 試件3 號測點位移增幅比2 號測點位移增幅的大；隨著荷載不斷增加，3號測點豎向位移最終超過2號測點豎向位移；端部局壓曲線出現多次漲幅變化，是由于墻體在上部荷載作用下未受力端部發(fā)生了翹曲變形，受壓作用與翹曲變形共同工作使局壓位置砌塊因強度不夠最終被壓碎，當翹曲變形起主導作用時，將出現類似D-3 試件3號測點的變形曲線。

從圖7(b)，(d)和(f)可知：上部局壓位置的平面外位移始終比下部非局壓位置的平面外位移大；局壓位置由于下部鋼筋混凝土帶存在，約束了墻體裂縫向下發(fā)展，砂漿與砌塊擠壓，使得砌塊兩邊位移變形幅度增大，導致端部局壓平面外曲線出現波動。

圖7 端部局壓荷載?位移曲線Fig.7 Load displacement curves of end local uniform pressure

2.3.3 角部局壓時的豎向和平面外位移

圖8所示為試件J-1和J-2在角部均勻局壓時的荷載?位移曲線。

從圖8(a)，(c)和(e)可知荷載?豎向位移曲線呈三折線型，墻體同樣經歷3 個階段；J-1 和J-2 點2豎向位移始終比其余各點豎向位移大，J-1 試件點3 與點4 豎向位移比較接近，J-2 試件點1 與點4 位移接近，說明角部局壓應力在墻體2 個方向傳遞均勻。

從圖8(b)，(d)和(f)可知：平面外位移隨荷載增大而增大，點5和點6位移無明顯規(guī)律，由于施工誤差和角部墻體錯縫搭接的影響，局部壓應力傳遞情況不一致，位移大的一面受力更多。

圖8 角部局壓荷載?位移曲線Fig.8 Load displacement curves of corner local uniform pressure

綜上可知，墻體設置鋼筋混凝土帶能夠約束裂縫向底部延伸，延緩底部墻體由于承載力不足導致砌塊壓碎失穩(wěn)破壞，并且減少墻體下部位移的變化。局部受壓正下方位移通常比其他地方位移大，驗證了墻體局部受壓的“力擴散原理”[20]。因此，在墻體加固過程中加固位置應選擇受壓部位下方，有利于提高墻體的受壓承載能力。

3 局部受壓承載力分析

參照GB 50003—2011“砌體結構設計規(guī)范”[21]計算局部受壓承載力，當墊梁長度大于πh0時，計算公式如下：

式中：N0為墊梁上部軸向力設計值；Nl為梁上部集中局部荷載；δ2為墊梁底部壓應力分布系數，本文取1.0；bb為墊梁在墻厚方向的寬度；Ec為墊梁混凝土彈性模量；Ic為墊梁截面慣性矩；σ0為上部平均壓應力設計值；h和h0分別為墻厚、墊梁折算高度；E和f分別為墻體的彈性模量和抗壓強度。

根據材性試驗得出砌體抗壓強度平均fm，引用文獻[22]中砌體彈性模量公式，可得到E=1 500fm，其中，fm為砌塊強度平均值。根據式(3)計算墊梁折算高度h0，利用上述規(guī)范公式對試驗試件進行承載力計算分析，結果如表5所示。

由表5可知：規(guī)范公式計算墊梁下再生混凝土橫孔空心砌塊砌體中部、端部局壓承載力試驗值與規(guī)范值的比值范圍為1.09～1.51，平均值為1.30，利用規(guī)范公式計算中部和端部局壓承載力偏小；而角部局壓承載力試驗值與規(guī)范值的比值范圍為0.62～0.73，平均值為0.68，利用規(guī)范公式計算角部局壓承載力不安全，說明規(guī)范公式不適用于計算其承載力。本文考慮高厚比和局壓面積對墻體局部受壓承載力的影響，對規(guī)范公式進行修正，引入墻體高厚比影響系數φ和局壓面積比影響系數γ1。假設

表5 承載力試驗值與規(guī)范值對比Table 5 Comparison of bearing capacity between test value and specification value

根據式(4)修正影響系數δ1，修正后結果與試驗實測值對比如表6所示。利用istopt軟件根據表6的結果對式(4)進行擬合優(yōu)化，得到中部、端部和角部影響系數最佳函數表達式。

表6 系數δ1試驗值與修正值對比Table 6 Comparison of coefficient δ1 test value and correction value

中部：

端部：

角部：

式中：δmid，δtop和δcorner分別為中部，端部和角部的影響系數。

將式(5)～(7)代入式(4)，得到墻體在中部、端部和角部3 個不同局壓位置下承載力計算建議公式：

中部：

端部：

角部：

表7所示為擬合后公式對墻體承載力計算值與試驗值對比。由表7可知：再生混凝土橫孔空心砌塊砌體中部、端部和角部局壓承載力試驗值與公式值的比值范圍均為0.97～1.02，平均值為1.002 5，擬合優(yōu)化后公式計算結果與試驗結果較吻合，表明本文提出的計算公式可作為再生混凝土橫孔砌塊墻體局部受壓承載力計算依據。

表7 承載力試驗值與公式值對比Table 7 Comparison of bearing capacity between test value and formula value

4 結論

1)再生混凝土橫孔空心砌塊墻體局部受壓破壞過程經歷彈性階段、裂縫發(fā)展階段和破壞階段，破壞形態(tài)呈現出沿豎向裂縫發(fā)展破壞、劈裂破壞、局部壓碎破壞，帶有脆性破壞特征。

2)再生混凝土橫孔空心砌塊墻體非局壓位置位移比局壓位置的位移小，中部局壓內部力擴散作用強于端部局壓和角部局壓的作用。

3)增大墻體高厚比和局部受壓面積可以提高墻體承載能力，增強抵抗變形能力。

4)設置橫向鋼筋混凝土帶，能使墻體上下拉結加強承載能力，阻斷壓應力傳遞到墻體薄弱部位，延緩裂縫擴展，防止墻體過早失穩(wěn)破壞。

5)結合規(guī)范公式，通過試驗結果擬合提出了再生混凝土橫孔空心砌塊墻體在中部、端部和角部3個位置局壓作用下的承載力計算公式，計算值與試驗值非常吻合，可用于該墻體局部受壓計算。