王衛(wèi)永，馬 杰

(1.重慶大學 土木工程學院，重慶 400045；2.山地城鎮(zhèn)建設與新技術教育部重點實驗室(重慶大學)，重慶400045)

從20世紀90年代，許多學者[1-8]對常規(guī)冷彎薄壁型鋼組合墻體(簡稱“冷彎墻體”)的受壓性能進行研究，分別通過試驗研究了不同構造冷彎墻體的破壞形態(tài)，以及有無墻板、鋼帶、C型鋼支撐、墻板類型和層數、螺釘間距、墻柱間距及鋼材強度、腹板加勁等對墻體受壓性能的影響，為冷彎墻體的設計提供了參考。

由于常規(guī)冷彎墻體內部空腔會產生“空鼓效應”，近年來部分學者開始采用各種材料填充空腔。郝際平等[9]提出一種在冷彎型鋼骨架區(qū)格內放置EPS板，骨架和EPS板間噴涂輕質砂漿的“夾芯墻體”，并完成軸壓試驗。結果表明“夾芯墻體”與常規(guī)的兩側覆板墻體相比軸壓性能更好，主要在柱頂發(fā)生局部屈曲；鋼板和砂漿之間的黏結應力與埋置深度和砂漿厚度關聯(lián)較小。Hegyi等[10]提出一種碳纖維混凝土外包冷彎型鋼的受彎構件，試驗發(fā)現碳纖維混凝土能抑制鋼構件的整體和畸變屈曲，提高構件彎曲性能。董瑩斐[11]對填充?；⒅?石膏基材料的冷彎型鋼組合墻體進行軸壓性能試驗，發(fā)現該墻體與空腔型冷彎薄壁型鋼組合墻體相比，破壞形式已經由失穩(wěn)破壞轉變?yōu)閺姸绕茐?，且承載力和剛度顯著提高，給出了填充?；⒅?石膏基材料冷彎型鋼組合墻體的豎向承載力設計建議。

上述研究可見，對冷彎墻體受壓性能的研究已經比較充分，但兩側敷板的冷彎墻體目前仍存在問題：向中高層結構推廣應用時抗側性能不足，作為外墻耐腐蝕性能有待提高，與民眾對墻體的傳統(tǒng)認知(厚重結實)相悖。鑒于此提出一種新型復合墻體，槽型鋼骨架外側邊框四角焊接，中間布置冷彎薄壁C型鋼骨架，內側敷設石膏板，另一側翼緣外表面點焊鋼筋網，將焊有鋼筋網的一側翼緣一并澆入混凝土面層，形成鋼框外敷混凝土和石膏板復合墻體。該新型墻體可以作為低層和多層輕鋼鉸接框架房屋(圖1)的外墻，鉸接框架受力明確，施工方便?？蚣軆炔刻畛鋸秃蠅w，可通過墻體外側剛性邊框上預留的洞口和四周的梁柱連接。整片墻體可工廠預制，現場安裝，省去了現場拼裝墻體骨架的工序，提升施工質量和效率。加入混凝土現澆面層后，墻體豎向和水平承載能力明顯提升，且混凝土面層作為外墻面，耐腐蝕性能好，厚重結實，易于被人們接受。本文主要對該復合墻體的受壓性能進行研究。

圖1 輕鋼鉸接框架體系

為研究提出的復合墻體的受壓性能，對1片雙側外敷石膏板的復合墻體和3片兩側分別敷設混凝土面層和石膏板的復合墻體進行受壓試驗，研究面層類型和洞口尺寸及位置對墻體受壓性能的影響。得到4片墻體的破壞模式、荷載-位移曲線和關鍵部位應變等數據，用于闡明墻體破壞機理和驗證有限元模型。利用參數分析研究多個因素對復合墻體承載力的影響，基于分析結果提出豎向承載力計算方法。

1 試驗概況

1.1 試件設計

共設計4片墻體，編號W1～W4；其中W1為無洞口冷彎薄壁型鋼組合墻體，根據工程中常用的石膏板厚度，兩側均為2層12 mm石膏板固定于型鋼翼緣，作為復合墻體的對照組；W2～W4均為復合墻體，背面用ST4.8型自攻螺釘將2層12 mm石膏板固定于型鋼翼緣，正面為40 mm現澆混凝土層(型鋼翼緣外表面以內和以外部分各20 mm厚)，內置雙向φ3@50鋼絲網，點焊于型鋼立柱和鋼邊框翼緣外表面，焊點間距50 mm，混凝土板通過鋼筋網與型鋼邊框的連接共同受力。其中W2為無洞口復合墻體，W3為帶窗口復合墻體，W4為帶門洞復合墻體。所有試件的高度和寬度均為2 400 mm(高寬比為1)，根據常用墻體的寬度和冷彎型鋼的厚度，選擇型鋼截面尺寸見圖2，尺寸及詳細構造見圖3，無洞口復合墻體示意見圖4。

圖2 冷彎型鋼截面尺寸(mm)

圖3 試件尺寸及構造(mm)

圖4 復合墻體示意

墻體的加工過程分為型鋼骨架的制作、混凝土澆筑和養(yǎng)護、安裝墻板3個步驟。除鋼框四角焊接以外，其余型鋼之間采用ST5.5(3 mm型鋼處)和ST4.8型(1.5 mm型鋼處)自攻螺釘連接，四角增設抗拔件。搭設臺模澆筑混凝土，將型鋼骨架平放于臺模上，下側用砂漿墊塊墊起20 mm，然后澆筑40 mm厚混凝土層。待混凝土養(yǎng)護完成，墻面另一側再用32 mm(內層墻板)和50 mm(外層墻板)的ST4.8型自攻螺釘固定2層石膏板，石膏板逐層交錯打釘，墻柱的實際螺釘間距為150 mm。

1.2 材料特性

冷彎薄壁型鋼強度等級為Q355，左右邊柱及上下導軌壁厚3 mm，中柱及橫撐壁厚1.5 mm；按照GB/T 228.1—2010《金屬材料拉伸試驗第1部分：室溫試驗方法》[12]完成鋼板材性試驗，試驗結果見表1。選用C30商品細骨料混凝土，澆筑時每個試件預留一組長寬高均為150 mm的混凝土試塊，與試件同條件養(yǎng)護28 d，混凝土試塊強度見表2。

表1 鋼材力學性能試驗結果

表2 混凝土力學性能試驗結果

1.3 試驗加載與測量裝置

試驗在重慶大學結構實驗室完成，加載裝置主要包括豎向加載系統(tǒng)及側向支撐，見圖5。左右兩側4根鋼柱與大梁共同構成加載平衡框，鋼柱底端通過錨栓固定于地槽；大梁中部固定豎向千斤頂，見圖5(a)。在左側和中間4根鋼柱上固定外伸端板，端板頂面焊接H型鋼梁，將加載梁夾在其中，形成面外的側向支撐，見圖5(b)，加載梁位于墻體邊框正上方，對墻體進行均布加載。墻體上下導軌預留螺栓孔，各采用8套M20高強螺栓與上部加載梁和下部底梁連接。

圖5 試驗裝置

采用分級加載方式，每級荷載增量取10%的預估極限荷載，勻速加載；當豎向荷載超過50%的極限荷載后，每級荷載增量減半，即5%的極限荷載，加密采集數據。每級持荷2 min，當豎向荷載急劇下降到峰值荷載的80%時或邊框出現明顯失穩(wěn)現象時，停止加載。

位移計布置見圖6(a)，分別在墻體頂部和底部左、中、右位置固定7個50 mm量程的位移計(D1～D7)，上下對應位移之差即為墻體頂部的豎向位移。其中D2、D4分別測墻體頂部前后側的壓縮變形量，用于監(jiān)測墻體受壓時頂部前后側的位移差；D8用于測量墻體中部的面外變形。應變片布置在型鋼骨架上，位置見圖6(b)～(e)，圖中每一個標記點所在橫截面的腹板和兩側翼緣中部各貼1個應變片，每個橫截面共3個；例如圖6(b)中1N-1-1，代表在邊柱距離柱頂250 mm處橫截面上，兩側翼緣和腹板各貼1個應變片，編號分別為1N-1-1、1N-1-2、1N-1-3，如圖6(e)所示，W1和W2的應變片布置位置和數量相同，應變片編號僅由“1N-*-*”變?yōu)椤?N-*-*”。

圖6 測點布置

2 試驗結果及分析

2.1 破壞形態(tài)及分析

各墻體頂部豎向位移達到6～7.5 mm時，承載力達到極限。其中W1墻柱兩側受到的約束作用相當，所以在柱頂一個螺釘間距內出現前后對稱的局部屈曲，破壞形態(tài)見圖7。邊柱屈曲發(fā)生在距柱頂約250 mm處(邊柱頂部200 mm范圍內有抗拔件加強，見圖7(b)和圖7(c))，中柱在距柱頂約70 mm處腹板鼓曲，見圖7(d)。試驗中還發(fā)現對于外敷多層墻板的墻體，墻板會出現逐層破壞的現象，內層墻板與型鋼連接更緊密，承擔荷載更大，會率先受壓開裂，發(fā)出較大聲響；承載力小幅下降后仍能繼續(xù)增長，但漲幅不大，所以內層墻板的壓壞聲響可作為墻體破壞的前兆。破壞時兩側墻板向外鼓出或壓 裂(圖7(a)、圖7(b))，螺釘向下滑移并凹陷(圖7(e))。

圖7 W1破壞形態(tài)

W2～W4試件的一側為混凝土面層，破壞都是墻板側(石膏板側)翼緣率先屈曲引起墻體向墻板側發(fā)生整體失穩(wěn)，但破壞部位存在差別。其中W2的墻柱在墻板側翼緣的屈曲部位和W1基本一致，原因是W2和W1背側墻板對墻柱翼緣的約束效果相同，薄弱部位也相似；W2的最終破壞形態(tài)為墻體沿著邊柱屈曲部位(距墻頂約250～300 mm高度處)發(fā)生彎折，見圖8。

圖8 W2破壞形態(tài)

W3和W4邊柱屈曲部位仍在距柱頂250 mm附近(圖9(a))，洞口處外敷面層對中柱的約束作用減弱，所以中柱在洞口以下50～100 mm范圍內發(fā)生屈曲(圖9(b)，圖10(c)、(e))，墻體沿著邊柱和中柱屈曲部位連線發(fā)生向墻板側的失穩(wěn)，裂縫也圍繞連線附近發(fā)展，墻體像是在連線位置處“折斷”(圖9(c)、(d)，圖10)，圖9、圖10中虛線方向為裂縫發(fā)展的主要方向。試驗中沒有出現混凝土面板與鋼框架之間的分離和滑移，表明試件的鋼筋網片與剛邊框焊接牢固。

圖9 W3破壞形態(tài)

圖10 W4破壞形態(tài)

2.2 豎向荷載-位移曲線

各墻體豎向極限荷載和對應位移見表3，豎向荷載-位移曲線見圖11。從圖可看出，W2豎向承載力比W1提升約43.1%；W3在W2基礎上開1.0 m×1.2 m窗口后，豎向承載力相比W2下降37.1%；W4開0.9 m×1.8 m門洞后，豎向承載力相比W2下降44.2%；W4洞口寬度比W3稍小，但豎向承載力相比W3下降11.3%；原因是W4門洞左側墻身寬0.3 m，高1.8 m，相比門洞右側墻體，過于纖弱，左側過早破壞導致墻體豎向承載力較低；而W3洞口居中，洞口兩側受力均勻，承載力稍大。4片墻體在達到極限荷載時，頂部豎向位移基本維持在6～7.5 mm，其中W2、W3、W4的極限位移很接近，因為各墻體邊柱構造基本相同，墻柱翼緣受到的約束程度較接近。W1極限位移稍大，原因可能是W1的軸向剛度更小，且前后側對稱，受壓更均勻，墻柱屈曲略晚。

表3 墻體豎向極限荷載和位移

2.3 關鍵應變分析

各墻體關鍵部位的豎向荷載-應變曲線見圖12。W1邊柱同一截面處翼緣和腹板應變較接近，墻體接近均勻受壓。而其余3片墻體由于一側翼緣埋置于混凝土層內，抗壓剛度較大，所以同一橫截面處，墻板側翼緣和腹板的應變往往更大；從圖11(b)～(d)看出，墻柱更容易在靠近墻板側的翼緣和腹板處發(fā)生局部屈曲；所以復合墻體的破壞常常是由墻柱弱側(墻板側)局部屈曲來控制。

圖11 試驗和有限元得到的豎向力-位移曲線對比

圖12 豎向力-應變曲線

3 有限元模擬

3.1 模型建立

采用ABAQUS建立模型，鋼構件選用線性縮減殼單元(S4R)，混凝土面層采用三維實體單元(C3D8R)；鋼筋網直徑僅3 mm，主要發(fā)生軸向變形，采用兩節(jié)點三維線性桁架單元(T3D2)。單元劃分見圖13(a)。鋼材采用雙折線等向強化模型，強度和彈性模量取試驗值，密度取7 850 kg/m3，泊松比為0.3?；炷敛捎盟苄該p傷本構模型，應力-應變關系參考GB 50010—2010《混凝土結構設計規(guī)范》[13]。

型鋼上下導軌和左右邊柱相交位置為焊接，有限元中采用綁定(Tie)；型鋼和墻板之間建立接觸關系，法向接觸屬性定義為硬接觸且允許分離，因為試驗中隨著螺釘失效，墻板和型鋼會逐漸分離。將墻體頂面和底面分別和加載梁底面、底梁頂面綁定。型鋼一側翼緣和少部分腹板以及鋼筋網澆筑于混凝土中，有限元中采用內置約束，將相應部位嵌入混凝土(圖13(a))?；炷撩鎸由舷伦笥腋鱾€側面分別和上下導軌、兩側邊柱部分腹板膠結在一起，在膠結面上定義接觸關系，法向接觸屬性定義為硬接觸，不允許分離。石膏板和型鋼的螺釘連接采用捆綁(Fasteners)進行模擬，連接屬性參考文獻[14]的冷成型龍骨-雙層石膏板自攻螺釘連接試驗數據。

圖13(b)為模型示意圖，包括加載梁、墻體試件和底梁。試驗中底梁固定，側向支撐約束加載梁的面外位移和扭轉，模擬時約束底梁底面3個方向的平動(U1=U2=U3=0)，加載梁頂面耦合于形心上方一點RP-1，便于施加豎向荷載，同時約束該點的面外位移和扭轉(U1=0，UR2=0)。

圖13 復合墻體有限元模型

3.2 模型驗證

試驗和有限元得到的豎向力-位移曲線對比見圖11，由于試件尺寸較大，頂面和底面不太平整，預加載后仍有部分彈性變形，所以試驗初期試件剛度稍低，并非按線彈性上升；待完全壓實后，荷載-位移曲線按線性增長。有限元模擬的荷載-位移曲線從開始加載就保持線性增長。雖然有限元模擬的位移始終小于試驗值，但峰值荷載比較接近，最大誤差為4.1%，見表4。

表4 試驗和有限元豎向極限荷載對比

有限元模擬得到的墻體破壞形態(tài)見圖14。模擬中W1達到峰值荷載時一側邊柱在柱頂以下約250 mm處局部屈曲(圖14(a)、(b))，靠近屈曲邊柱的中柱也在距離柱頂約100 mm處出現局部屈曲，正面和背面變形基本對稱，沒有向一側傾倒，與試驗現象一致。W2是在距邊柱柱頂250 mm位置處墻板側翼緣局部屈曲引起的墻體向背側失穩(wěn)(圖14(c)、(d))。試驗中W3主要裂縫沿窗口和邊柱屈曲部位連線方向發(fā)展，模擬中混凝土面層在窗口左上角和右上角區(qū)域受拉損傷嚴重(圖14(e))，與試驗開裂區(qū)域(圖9(c))基本相似；邊柱也在抗拔件以下部位向背側失穩(wěn)，窗口上方角部的中柱應力較大(圖14(f))。模擬中W4混凝土面層在門洞上側角部和邊柱屈曲部位的連線方向受拉損傷嚴重(圖14(g))，與試驗中裂縫發(fā)展相似(圖10(a))；墻柱在柱頂附近應力較大，邊柱仍在柱頂以下約250 mm處屈曲(圖14(h))。綜上所述，有限元模擬的破壞形態(tài)與試驗結果大致相同，所以該模型可用于分析復合墻體的受壓性能。

圖14 模擬破壞形態(tài)

4 參數分析

4.1 配筋率

鋼筋網片的常見間距有雙向50 mm和100 mm，直徑為2～5 mm(整數級遞增)，采用的表示方法如“φ3@50”，即代表直徑3 mm雙向間距50 mm的鋼筋網片。選用雙向間距50 mm(直徑2～5 mm)鋼筋網片，對W2和W3受壓性能進行參數分析。計算結果見圖15，結果表明隨著鋼筋直徑增大，豎向承載力提升幅度很小，直徑從2 mm增加至5 mm，承載力提升不超過5%。主要原因是受壓破壞時混凝土的開裂沿著厚度方向由外表面向內延伸，而鋼筋網處于混凝土面層厚度方向的正中間，而不是完全處在混凝土層受拉側，對受拉引起的裂縫限制作用較小，若將鋼筋網布置于中部，更有利于提升混凝土面層的抗裂，且鋼筋網能具備足夠的混凝土保護層厚度，建議將鋼筋網布置在混凝土層厚度方向的中部位置。

圖15 配筋率對豎向承載力的影響

4.2 墻板類型

常用墻板有OSB板和石膏板等，試驗中墻板都采用石膏板，采用有限元方法分析OSB板敷面墻體的受壓性能。為便于和試驗對比，每側固定2層OSB板，螺釘間距仍保持150 mm。OSB板螺釘連接屬性參考文獻[15]，彈性模量取2 500 MPa，承載力分析結果見表5?？梢园l(fā)現改用OSB板敷面的墻體，豎向承載力小幅提高，主要原因是:OSB板抗彎性能更好，與型鋼的連接也更牢固；4片墻體中類型W1(雙側各2層OSB板)豎向承載力提升幅度最大，這也反映出W1的豎向承載力提升潛力更大，因為W2～W4類型的正面墻柱翼緣被埋置于混凝土面層中，該側翼緣接近于固定，約束效應極強，承載力的上升空間就更小，弱側的部分增強相對于強側而言，作用也較??；W1兩側的約束效應同等幅度增強，對豎向承載力的提升更明顯。

表5 不同墻板類型墻體的豎向承載力模擬值

4.3 螺釘間距

典型墻體W1和W2的螺釘間距為150 mm，為研究螺釘間距對受壓性能的影響，分別將W1和W2墻板的螺釘間距調整為100 mm，其余構造保持不變，調整后墻體分別記為W1-100、W2-100。調整前后墻體的豎向力-位移曲線見圖16。其中W1螺釘間距減小50 mm后，墻柱計算長度減小，豎向承載力從658 kN提升至772 kN，提升幅度為17.3%；而W2螺釘間距減小50 mm后，豎向承載力提升幅度僅1.6%，效果并不明顯；混凝土面層約束過強，導致墻板側的部分增強顯得很微弱。以上對比可看出，對于W1這類兩側敷板的墻體，減小螺釘間距對豎向承載力提升較明顯，而帶混凝土面層的墻體，螺釘間距對豎向承載力提升較小。

圖16 不同螺釘間距時墻體的豎向力-位移曲線

4.4 混凝土強度

對W2墻體的混凝土強度進行參數分析，選取C25、C30、C35和C40共4種強度混凝土進行分析，結果見圖17。采用C25、C35和C40混凝土時，豎向承載力相較于C30分別提升-2.3%、0.3%和0.64%；當混凝土強度超過C30后，墻體豎向承載力基本不再提高，原因是當混凝土強度達到一定值后，墻體的破壞將由墻板側翼緣屈曲來決定，混凝土強度過高時，其受壓性能未完全發(fā)揮，墻板側翼緣就發(fā)生屈曲，墻體向弱側彎折，喪失承載力，所以對墻體豎向承載力進行設計時，混凝土強度無須高于C30。

圖17 不同混凝土強度時墻體的豎向力-位移曲線

4.5 混凝土面層厚度

將W2混凝土面層分別變?yōu)?0 mm和60 mm，記為“W2-t-**”，其中“**”為混凝土層厚度；一側翼緣和鋼筋網始終埋置于混凝土厚度方向的中部位置，比如采用50 mm厚混凝土層時，翼緣處于25 mm厚度處。分析結果見圖18，其中W2-t-50和W2-t-60豎向承載力分別為1 001.8和1 093.4 kN，相比W2-t-40(931.0 kN)提升7.6%和17.4%。表明隨著混凝土厚度增加，其中的有效受壓區(qū)厚度增加，承載力提升。

圖18 不同混凝土厚度時墻體的豎向力-位移曲線

4.6 鋼材強度

選取常用的鋼材強度等級Q235和Q345，對W1和W2進行參數分析，分析結果見圖19。當W1和W2鋼材強度由Q235提升至Q345時，豎向承載力分別提升21.7%和25.4%，表明提高鋼材強度能顯著提升墻體豎向承載力。

圖19 不同鋼材強度時墻體的豎向力-位移曲線

4.7 洞口尺寸

W3墻體的窗洞口尺寸為1.0 m×1.2 m(寬×高)，將洞口尺寸變?yōu)?.8 m×0.8 m和1.2 m×1.4 m(寬×高)，其余構造不變，窗口居中布置，分別記為W3-0.8*0.8和W3-1.2*1.4，分析結果見表6。隨著洞口尺寸增大，豎向承載力有所下降，因為洞口尺寸增大使得混凝土有效受壓區(qū)面積減小。

表6 不同洞口尺寸的墻體豎向承載力模擬值

5 豎向承載力設計方法

復合墻體的豎向承載力可分解為型鋼墻柱部分(考慮混凝土面層的約束效應)和混凝土面層部分，分別記為NS和NC，墻體豎向承載力N可表示為

N=NS+NC

(1)

5.1 墻柱承載力

由于墻柱在墻板側的局部屈曲引起墻體破壞，所以墻柱部分考慮按直接強度法[16]得到各柱的局部屈曲承載力Pui，∑Pui即為墻柱部分的承載力NS。

NS=∑Pui

(2)

直接強度法計算單個墻柱受壓局部屈曲承載力公式為

(3)

圖20 CUFSM計算fcrl示意

5.2 混凝土面層承載力

復合墻體受壓達到極限狀態(tài)時，混凝土外表面一定深度范圍內受拉開裂，退出工作，僅內側部分厚度區(qū)域混凝土受壓(圖21(a))。開裂面的應力分布情況見圖21(b)，未開裂區(qū)域存在部分拉應力區(qū)域，且壓應力分布不均勻，難以計算；本文考慮將混凝土受壓區(qū)域等效為一定厚度的均勻受壓區(qū)域，壓應力為fc，等效受壓區(qū)厚度記為te，見圖21(b)。結合有限元分析發(fā)現，等效受壓區(qū)厚度主要與混凝土面層總厚度t和混凝土強度fc相關，基于不同參數分析(C25～C40強度等級，厚度40～60 mm)結果，得到了不同厚度和不同強度等級的混凝土面層受壓區(qū)厚度，對等效受壓區(qū)厚度進行了擬合，給出不同構造墻體的混凝土面層強度等效為C25～C40的受壓區(qū)厚度te和混凝土部分的豎向承載力NC計算方法：

圖21 等效受壓區(qū)厚度示意

NC=fcbte

(4)

(5)

不同構造墻體的豎向承載力模擬值和計算值對比見表7，最大誤差不超過3%。需要指出的是，本節(jié)僅對無洞口墻體的承載力提出了計算方法，不適用于帶洞口的墻體。針對更復雜的墻體構造，未來會開展更深入的研究。

表7 豎向承載力模擬值和計算值對比

6 結 論

1)鋼框外敷混凝土和石膏板復合墻體比常規(guī)冷彎薄壁型鋼組合墻體的豎向承載力有較大提升，防護性能更好。

2)復合墻體的墻柱一般在內墻板側率先出現局部屈曲，引起墻體沿著各墻柱屈曲部位的連線向內墻板側失穩(wěn)破壞。

3)混凝土面層配筋率、墻板類型和螺釘間距對復合墻體豎向承載力影響較小，建議鋼筋網間距取50 mm，石膏板螺釘間距取150 mm。

4)提高鋼材強度能顯著提升墻體豎向承載力，混凝土強度對墻體承載力影響不大。

5)提出的復合墻體豎向承載力計算公式可以較準確地計算承載力大小，可為墻體設計提供參考。

致 謝

感謝重慶交能建材有限公司及潘華德為試驗試件的制作提供的支持和幫助，感謝李亞盟、張億發(fā)和翟思源在試驗中提供的幫助。