BFRP格柵增強地聚物混凝土三明治墻受壓性能

徐玉野，陳炳琪

(華僑大學土木工程學院，福建 廈門，361021)

混凝土三明治保溫墻是一種將隔熱保溫材料夾于2塊混凝土葉板之間，并通過連接件將2塊葉板連接形成的一種兼具保溫和承重的墻體，目前在實際工程中已得到初步應用。該墻體的保溫材料受到內葉墻與外葉墻的有效保護，可免受自然環境的侵蝕，耐久性能和防火性能顯著提高。

目前有關三明治保溫墻抗彎性能、軸壓性能、面外偏壓和抗震性能方面的研究已取得一定進展。侯和濤等[1]對采用雙向斜插鋼筋作為連接件的混凝土三明治墻在橫向荷載作用下的受彎性能進行試驗研究，分析墻板尺寸、配筋率、洞口尺寸等影響。朱永明等[2]對四邊簡支的混凝土三明治保溫墻進行平面外堆載試驗，結果表明該類墻體的抗彎剛度大，承載力高，具有較高安全性。種迅等[3]針對采用棒狀GFRP連接件的混凝土三明治墻的平面外抗彎性能進行試驗研究，結果表明三明治保溫墻具有一定的弱組合性，僅考慮內葉板受力按非組合板設計具有較高安全性。PANTELIDES等[4]將4 塊GFRP 板圍成空心正方體并利用其兩側的GFRP板作為連接件，進行面外抗彎性能試驗，提出了保證三明治墻兩個葉板共同工作所需要的連接件數量的計算方法。黃俊旗等[5]基于文獻[4]中的試驗結果，對板式GFRP連接件的混凝土三明治墻的組合度進行計算、有限元模擬及參數分析，研究表明現有板式GFRP連接件的設計方法很難達到完全組合的效果，在設計中應對剛度進行折減。MUGAHED AMRAN 等[6]對6 面斜向鋼筋拉結的泡沫混凝土三明治墻板進行單向受彎性能試驗，結果表明在彈性階段三明治板表現出完全組合板的特性，而在即將破壞階段時表現出部分組合板的特性。李升才[7]針對12 面混凝土三明治墻進行了軸壓試驗，提出了三明治墻軸壓承載力的計算公式，結果表明，通過斜拉筋連接的兩側混凝土能夠很好地協同工作。BENAYOUNE等[8]針對6面斜向鋼筋拉結的混凝土三明治墻進行了軸壓試驗，分析了墻體高度和厚度對承載性能影響，基于有限元計算結果和規范公式提出了一種軸壓承載力計算式，其研究結果表明三明治墻體在軸壓作用下呈完全組合狀態。BENAYOUNE等[9]針對6面斜向鋼筋拉結的預制混凝土三明治墻進行面外偏壓性能試驗，各試件的面外偏心距統一取40 mm，分析長細比變化對承載性能的影響規律，其研究結果表明，在該偏心荷載作用下所有面板均表現為完全組合的狀態，預制混凝土三明治墻的面外偏壓承載力隨長細比增加而呈非線性下降。薛偉辰等[10]通過擬靜力試驗研究了預制混凝土三明治保溫剪力墻的抗震性能，結果表明該類剪力墻與現澆普通混凝土剪力墻具有相似或相近的抗震性能。

在實際混凝土結構中，三明治保溫墻由于兩側樓蓋上的荷載和結構布置不對稱、與墻面垂直的混凝土梁傳來的集中力作用等原因，常常處于面外壓彎的受力狀態，當墻體平面外長細比較大時，甚至可能發生面外失穩。我國JGJ3—2010“高層建筑混凝土結構技術規程”[11]規定，應對剪力墻進行面外穩定性驗算，并在其附錄D 中給出了實心墻體穩定性驗算的具體方法。從文獻[11]中的墻體穩定性驗算式可以看出，混凝土墻體的穩定性主要取決于混凝土彈性模量、墻厚以及與層高、邊界條件等有關的墻體計算長度。美國ACI 318—19規范[12]中給出了實心墻名義軸壓承載力的簡化計算公式，該公式中軸壓承載力主要與混凝土強度、墻體面積、墻厚和有效計算長度有關，適用于面外荷載作用點在1/3 墻厚范圍內情況?？傊?，現有的承重墻體考慮面外壓彎作用的承載力計算公式主要適用于實心墻，而有關面外壓彎作用下夾心墻的承載力計算公式研究較少。目前，人們開展了考慮長細比變化對夾心墻面外壓彎承載性能影響的試驗研究[9]，但有關面外偏心距的變化對夾心墻面外偏壓性能影響的試驗研究較少。

本文以BFRP格柵增強地聚物混凝土三明治保溫墻這一新型夾心墻體[13]為試驗研究對象，分析面外偏壓荷載的偏心距和墻肢的長細比對其承載性能的影響，同時將其與BFRP筋增強地聚物混凝土三明治墻、普通鋼筋混凝土三明治墻的軸壓承載性能進行對比，并開展相關的計算分析。

1 試驗概況

1.1 墻體設計與制作

本文采用的新型墻體具有如下特點：1)葉板為采用工業副產品如粉煤灰、礦渣等固體鋁硅酸鹽與堿金屬氫氧化物反應制備的綠色環保的地聚物混凝土，具有早期強度高、耐酸、耐火、碳排放量較少等優點。2) 以玄武巖纖維增強聚合物(basalt fiber reinforced polymer，BFRP)筋/格柵作為增強筋材[14]，使用玻璃纖維增強聚合物(glass fiber reinforced polymer，GFRP)制成的六角形管狀連接件[15]連接內外葉墻體與保溫層，使用XPS 絕緣材料來提供保溫作用，從而具有化學穩定性好、保溫的特點，且能夠有效地避免熱橋效應的影響[15]。

設計制作8面墻體，考察增強材料類型、混凝土類型、面外偏壓荷載N的偏心距e和長細比λ對承載性能的影響。各墻體的基本參數見表1。試件編號的形式為“RC-H-E”，其中，R代表增強材料類型，即普通鋼筋(S)、BFRP 筋(B)、BFRP 格柵(G)；C代表混凝土類型，即普通混凝土(N)和地聚物混凝土(G)；H代表墻體高度，即RC-21和RC-33分別表示墻高為2 100 mm 和3 300 mm；E 代表偏壓荷載的偏心距(0，30 和90 mm)。墻體的2 個頁板按完全組合狀態計算長細比。

表1 墻體的基本參數Table 1 Parameters of walls

本試驗主要研究軸壓和面外偏壓性能，墻體的寬度對其性能影響較小，考慮試件制作成本和加載的便捷性，各墻體的寬度均取400 mm。各三明治墻體試件的總厚度均為200 mm，由3 層組成，包括內外2層厚度為75 mm的混凝土層，中間厚度為50 mm 的擠塑聚苯乙烯泡沫(XPS)保溫層。上述3層墻板通過2 列GFRP 六角筒剪力連接件連接，2列剪力連接件的橫向間距、縱向間距分別為220 mm和300 mm。軸心受壓墻體的上、下兩端設有寬為300 mm、高為300 mm的矩形截面壓梁，偏心受壓墻體的上、下兩端設有上底寬為300 mm、下底寬為425 mm、高為300 mm 的梯形截面壓梁。鋼筋混凝土三明治墻和BFRP筋增強地聚物三明治墻、BFRP格柵增強地聚物混凝土三明墻的具體尺寸和配筋情況分別如圖1 和圖2 所示。圖1 和圖2中，4B8@100 表示配置4 根直徑為8 mm、間距為100 mm的增強筋，其余依此類推。

圖1 鋼筋/BFRP筋三明治墻體的尺寸和配筋圖Fig.1 Dimension and reinforcement of sandwich wall reinforced with steel bar or BFRP bar

圖2 BFRP格柵增強三明治墻體的尺寸和配筋圖Fig.2 Dimension and reinforcement of sandwich wall reinforced with BFRP grid

鋼筋混凝土三明治墻體SN-21-0 和BFRP 筋增強地聚物混凝土三明治墻體BG-21-0在每個葉板的中間沿豎向和水平向分別配置直徑為10 mm、間距為150 mm的HRB335級鋼筋和BFRP筋。BFRP格柵增強地聚物混凝土三明治墻體則在每個葉板的中間配置2 層BFRP 格柵(凈間距約為10 mm)。格柵的豎向桿和水平桿的名義截面積分別為26.6 mm2和20 mm2，相鄰豎向桿和水平桿的間距均為100 mm。試驗采用的BFRP 格柵見圖3。圖3中，格柵的桿件表面帶有凹槽，可增強其與混凝土間的黏結力。按墻體的全截面面積(包含保溫層)計算，墻體各自配置的HRB335級鋼筋、BFRP筋、BFRP 格柵的配筋率分別為0.53%，0.53% 和0.59%。另外，為保證三明治墻2 個葉板和壓梁之間的連接可靠，對于鋼筋、BFRP筋增強的三明治墻體，在墻身每個葉板的3 根鋼筋或BFRP 筋均伸入壓梁錨固的基礎上，另配置2根直徑為10 mm的HRB335 級鋼筋用于加強二者的連接；對于BFRP格柵增強地聚物混凝土試件，由于格柵下料長度僅取葉板的長度，因此在每個葉板和壓梁之間均預埋5根直徑為10 mm的HRB335級鋼筋用于加強連接。

圖3 BFRP格柵Fig.3 BFRP grid

試驗使用的六角筒GFRP連接件采用拉擠工藝[15]制成，所用纖維為線密度為4 800 g/km的無堿玻璃纖維粗紗與面密度為300 g/m2的無堿玻璃纖維縫合氈，所用樹脂為不飽和樹脂。連接件平均厚度為2 mm，橫截面積為466 mm2，纖維質量分數為65%。連接件的幾何尺寸和成品如圖4所示。連接件在葉板混凝土中的嵌入長度為58.5 mm，并用2根長為260 mm、直徑為10 mm 的HRB335 級鋼筋分別穿過連接件兩端的預留孔進行錨固。

圖4 GFRP六角筒連接件Fig.4 GFRP hexagonal tube connector

墻體采用臥式澆筑，具體制作步驟如下：1)制作模板。綁扎底層的增強筋和連接件，自配混凝土澆筑底層葉板；2)放置保溫層。綁扎上層葉板的增強筋，自配混凝土澆筑上層葉板；3)綁扎上下壓梁的鋼筋，采用C45商品混凝土澆筑上下壓梁。墻體制作完成后澆水養護10 d，7 d后拆模，在實驗室自然養護約4月后開展受壓性能試驗。

1.2 材料性能

每立方米普通硅酸鹽混凝土的材料用量如下：水泥，480 kg；細骨料，686 kg；粗骨料，1 028 kg；水，216 kg；采用42.5R 普通硅酸鹽水泥。粗骨料的最大粒徑為12.5 mm，細集料的細度模數為2.87。

每立方米地聚物混凝土的材料用量如下：F級低鈣粉煤灰，200 kg；S95級磨細高爐礦渣，200 kg；細骨料，696 kg；粗骨料，1 044 kg；水，150 kg；純度為99%的片狀氫氧化鈉，29.1 kg；水玻璃，72.7 kg。按此配合比配制的地聚物混凝土和易性良好，坍落度為150 mm。水玻璃的模數為3.33，粗骨料與細骨料的材料與普通混凝土的相同。

在地聚物混凝土的配制過程中，由于氫氧化鈉溶于水時會發熱，因此在試件澆筑的前一天，先將片狀氫氧化鈉溶于水，然后再加入水玻璃，從而使形成的堿激發混合液可以充分冷卻至常溫。地聚物混凝土攪拌時，先將粉煤灰、礦粉和砂干混振搗30 s，然后加入粗骨料干混振搗1 min，最后加入堿激發混合液攪拌3 min。

在澆筑墻體的同時，制作邊長為150 mm立方體試塊、長×寬×高為150 mm×150 mm×300 mm 的棱柱體試塊、直徑×高度為100 mm×200 mm 的圓柱體試塊，分別用于測試28 d 和墻體受壓試驗時混凝土的立方體抗壓強度fcu以及墻體受壓時棱柱體抗壓強度fc、彈性模量Ec和劈裂抗拉強度ft，每組取3個試件測試結果的平均值，實測結果見表2。從表2可以看出：普通混凝土、地聚物混凝土的棱柱體抗壓強度分別為對應立方體抗壓強度的82%和75%。

表2 混凝土的力學特性Table 2 Mechanical properties of concrete

根據GB/T 36262—2018“結構工程用纖維增強復合材料網格”以及GB/T 30022—2013“纖維增強復合材料筋基本力學性能試驗方法”，對BFRP 格柵的豎桿、BFRP 筋與鋼筋的材料特性進行測試，其結果見表3。表3 中，d為BFRP 筋或HRB335級鋼筋的直徑，Es，fy，fu和εu分別為增強材料的彈性模量、屈服強度、極限強度和極限拉應變。試驗結果表明，BFRP 格柵和BFRP 筋的應力-應變關系在達到極限拉應變之前呈線性變化。

表3 增強材料的力學特性Table 3 Mechanical properties of reinforced materials

1.3 加載方案

在華僑大學土木工程學院結構實驗室內進行墻體的受壓性能試驗，采用10 000 kN微機控制電液伺服壓剪試驗機加載。墻體的上、下兩端通過夾具和鋼制鉸支座與壓力機的上、下加載平臺相連。圖5所示為軸壓墻體和面外偏壓墻體端部的夾具和鋼制鉸支座安裝示意圖。夾具安裝時，先用2塊帶加勁肋的L 形鋼板夾住壓梁的左、右2 個側面，并用高強螺栓桿鎖緊，L形鋼板和緊靠試件端面的一塊鋼板利用螺栓鎖緊，該鋼板與鉸支座的一塊鋼板也用高強螺栓固定；鉸支座的另一塊鋼板通過4個高強螺栓與加載平臺的厚鋼板固結。墻體的計算長度取上、下鋼制鉸支座的轉動中心之間的距離，鉸支座的轉動中心與鄰近的墻體端面的距離為70 mm，鉸支座的轉動軸平行于墻體平面。試件安裝前，需要對墻體的頂面和底面進行打磨，并在鋼鉸與試件之間鋪設一層細沙，以確保加載面的平整性。

圖5 夾具和鉸支座的安裝示意圖Fig.5 Installation diagram of clamp and hinge support

正式加載前對試件施加20 kN 的預壓荷載，檢查各采集系統是否正常，并消除試件與加載平臺之間可能存在的間隙。正式加載時采用單調加載，首先采用力控制加載模式，加載速度為50 kN/min，每級荷載為100 kN；當混凝土中記錄的最大壓縮應變達到約1 500με時，改為位移控制加載模式，加載速率為0.5 mm/min，每級位移為0.5 mm，直至墻體破壞。

1.4 測點布置

以高度為2 100 mm 的墻體為例，各墻體的正面、背面分別在兩端壓梁處、h/2處和約h/4處布置量程為100 mm的位移計，用于監測各點的面外變形；同時布置2個豎向位移計，取其實測結果的平均值作為墻身的軸向變形。位移計的具體布置位置和編號見圖6。圖6 中，括號中數值對應墻體高度為3 300 mm時的高度。

圖6 位移計的布置Fig.6 Arrangement of displacement meter

試驗過程中，使用型號為BX120-80AA 和BX120-5AA的應變片分別測量混凝土和增強材料、連接件的應變?；炷翍兤舾袞诺拈L×寬為80 mm×3 mm，增強材料和連接件應變片的敏感柵的長×寬為5 mm×3 mm?；炷翍兤贾迷谠嚰敫呓孛嫣幍恼?偏壓構件時受壓側)、背面(偏壓構件時受拉側)和側面，具體位置和編號如圖7所示，圖7中，C1～C7和D1～D3為應變片編號。

圖7 混凝土應變片的粘貼位置Fig.7 Sticking position of concrete strain gauge

軸壓墻體的1個葉板和偏壓墻體的2個葉板中BFRP 豎向筋或BFRP 格柵豎向桿的應變片分別布置在h/2 處截面中間的1 根豎向筋或豎向桿上。對于軸壓試件，連接件的應變片布置在試件h/2處的一個連接件上，偏壓試件則布置在同一列連接件的最上部、中部和最下部的3個連接件上。連接件上、下兩面的形心處沿其軸向方向各布置1個應變片，用于量測連接件可能承受的軸力和彎矩作用。

2 試驗結果與分析

2.1 破壞形態

圖8 所示為不同墻體的破壞形態。由圖8 可知：試件的破壞形態可分為小偏壓破壞、類大偏壓破壞和失穩破壞3類。

圖8 不同墻體的破壞形態Fig.8 Failure model of different walls

在加載過程中，軸壓試件和面外偏心距為30 mm的小偏壓試件混凝土全截面受壓，試件外觀基本未發生明顯變化。隨著荷載增大，試件應變逐漸增大且增速逐漸加快，表明試件的軸壓剛度或壓彎剛度逐漸退化。僅在臨近破壞荷載時，軸壓試件的某個葉板或偏壓試件的受壓側葉板會在試件h/2處附近出現數道細小的豎向裂縫，接著該葉板混凝土很快壓潰破壞，荷載迅速降低。壓潰區內部的BFRP筋和格柵豎桿會壓潰折斷，鋼筋壓屈。鄰近混凝土壓潰區的GFRP連接件在保溫層和壓潰的混凝土層的界面處會出現平行于界面的錯動裂縫。同時，該葉板的混凝土壓潰會導致另一葉板處于大偏壓狀態，表面迅速出現寬度為5～30 mm的橫向裂縫，呈彎折斷裂破壞?？傊?，這類墻體在受壓側混凝土達到材料受壓強度后，總體呈小偏壓脆性破壞特征。

對于高為3 300 mm、面外偏心距為90 mm 的墻體GG-33-90，當荷載加載至150 kN 時，受拉側葉板半高處附近出現3條較小的水平裂縫；當繼續加載時，裂縫、應變發展較慢，側向變形不明顯；當荷載增大至250.0 kN(峰值荷載的85.4%)時，試件的側向變形和應變突然加大，橫向裂縫寬度顯著增大；當荷載增大至292.7 kN 時，受壓側混凝土出現壓潰，荷載迅速降低至245.8 kN，降為峰值荷載的85%以下，結束試驗。在上述加載過程中，臨近破壞時荷載增量較小，但側向變形和混凝土應變從較小值突然增大直至破壞，其中，混凝土的 最 大 壓 應 變 由930μ?快 速 增 大 至2 140μ?，BFRP格柵豎桿的最大拉應變由218μ?快速增大至3 971μ?，因此認定該墻體發生失穩破壞。這也表明，隨著墻體高度和面外偏心距增大，墻體更容易發生面外失穩破壞。

2.2 荷載-變形曲線

圖9所示為各墻體壓力N與形心處軸向變形ΔA的關系曲線，壓力和變形以受壓為正值、以受拉為負值。從圖9可以看出：1)對于軸壓和面外小偏壓墻體，當荷載小于峰值荷載時，壓力-軸向變形曲線近似呈線性變化或僅在較小范圍內表現出一定塑性；當荷載大于峰值荷載后，曲線下降段范圍很小或沒有下降段，荷載迅速降低，試件突然破壞。2) 對于面外大偏壓墻體，當壓力較小時，軸向變形隨壓力增大近似呈線性變化；當壓力增大到一定程度后，壓縮變形會隨壓力增大而減少，特別是當墻體高度較大時，墻體形心處甚至出現顯著的伸長變形。這是因為面外大偏壓墻體的側向變形相對較大，隨著面外彎矩增大，墻體中性軸向受壓側移動，形心處的應變會由原先的壓應變逐漸減小、甚至轉為拉應變。3)當墻體高度為2 100 mm時，軸壓和小偏壓狀態下墻體達到峰值荷載時的軸向壓縮變形分別為1.92～2.02 mm和2.65 mm；當墻體高度為3 300 mm 時，軸壓和小偏壓狀態下墻體達到峰值荷載時的軸向壓縮變形分別為2.45 mm和2.02 mm。4)三明治墻體的荷載-變形曲線無下降段或下降段范圍較小，部分是因為三明治墻體內未配置封閉式箍筋，受壓側混凝土未受到有效橫向約束。

圖9 墻體的荷載-軸向變形曲線Fig.9 Variations of load with axial deformation of walls

圖10 所示為各墻體的2 個葉板分別在0.6Nu和Nu作用下側向變形ΔL沿高度h的變化曲線。圖10中，對于軸壓墻體，左側葉板代表混凝土應變較小的葉板，右側葉板代表混凝土應變較大的葉板。對于偏壓墻體，左側葉板代表受拉側的葉板，右側葉板代表受壓側的葉板。從圖10 可以看出：1)隨著墻體高度和面外荷載偏心距增大，墻體的側向變形越大。其中，高為3 300 mm、面外偏心為90 mm 的墻體達到峰值荷載時的側向變形達到61.5 mm。荷載達到0.6Nu時的側向變形基本上小于荷載達到Nu時的側向變形的1/2。2)2 個葉板的側向變形均朝同一方向，且相差較小，表明試驗用的六角筒連接件具有較好的拉結作用，可使2個葉板在水平方向協調變形。3)墻體最大側向變形的位置與圖8 所示墻體破壞的截面位置基本一致。除墻體GG-33-90 的最大側向變形在中部偏上位置外，其余墻體的最大側向變形均在0.5h處。墻體最大側向變形位置發生偏移主要是由試件的制作誤差、安裝時幾何缺陷和材料非均勻性導致。

圖10 不同墻體的側向變形曲線Fig.10 Lateral deflection profiles of different walls

2.3 受壓承載力

各墻體的受壓承載力Nu見表1。從表1 可以看出：

1) 高度為2 100 mm 的BFRP 格柵增強地聚物混凝土三明治墻的軸壓承載力與BFRP筋地聚物混凝土三明治墻的大體相同，前者的軸壓承載力僅比后者的大2.5%。這是由于BFRP 格柵的彈性模量、極限強度等力學特性與BFRP筋的相近，前者的彈性模量比后者的高21.3%，前者的極限強度比后者的低1.8%。

2)鋼筋增強普通混凝土三明治墻的軸壓承載力比相同高度的BFRP 格柵、BFRP 筋增強地聚物混凝土三明治墻的軸壓承載力分別提高了13.8%和16.8%。由于本次試驗時普通混凝土的棱柱體抗壓強度(31.3 MPa)略低于地聚物混凝土的強度(34.5 MPa)，若二者強度相同，預計鋼筋增強普通混凝土三明治墻的軸壓承載力的增幅將進一步增大。這是因為BFRP材料的彈性模量較低，約為鋼筋的1/4，這使得BFRP 筋/格柵對混凝土三明治墻軸壓承載力的增強作用比普通鋼筋的低。

參照上述的干法工藝流程圖，按照正常處理1 t廢舊電池干法處理模式，三元材料動力電池以傳統的干法回收工藝計算成本和收益，LFP分別以傳統的干法回收工藝（干法1）和改進的干法回收工藝（干法2）計算成本和收益，成本分別命名為CLFP干法1、CLFP干法2、C 三元干法，收益命名為 ELFP干法1、ELFP干法2、E 三元干法。處理成本價格根據實際調研及綜合參考文獻[6-7]，具體如表3所示。

3)當面外偏心距為30 mm 和90 mm 時，高度為2 100 mm 的BFRP 格柵增強地聚物混凝土三明治墻的偏壓承載力較對應的軸壓試件分別降低了24.6%和68.8%，高度為3 300 mm BFRP 格柵增強地聚物混凝土三明治墻的偏壓承載力較對應的軸壓試件分別降低了21.6%和74.3%。

4) 當墻體高度從2 100 mm 增大到3 300 mm時，軸壓墻體、面外偏心距分別為30 mm和90 mm的三明治墻體的受壓承載力分別降低了21.2%，18.1%和35.0%。長細比越大、面外偏心距越大的墻體受壓承載力降低幅度越大，這是因為墻體的破壞特征從材料破壞向失穩破壞轉變。

2.4 應變量測結果

分別以試件BG-21-0，GG-21-30 和GG-33-90為例，研究不同豎向荷載作用下墻體側面混凝土的應變εc沿厚度t的變化，見圖11。圖11中，拉應變為正、壓應變為負；左側葉板為受壓側或混凝土壓應變較大的葉板，右側葉板為受拉側或混凝土壓應變較小的葉板。

從圖11可以看出：1)對于軸壓試件，2個葉板的混凝土應變整體上符合平截面假定，可按完全組合狀態進行承載力計算。2)對于偏壓試件，當荷載小于0.5Nu時，2 個葉板可近似認為符合平截面假定。隨荷載加大，2個葉板的應變變化與平截面假定的偏離程度越來越大，表明材料進入塑性后，2個葉板間并不滿足完全組合狀態。3)對于面外偏心距為30 mm的墻體，在偏壓荷載較大時，2個葉板的彎曲方向相反；對于面外偏心距為90 mm的墻體，則出現受拉側葉板全截面受拉、受壓側葉板全截面受壓的情況，且隨著荷載增大，受拉側葉板與受壓側葉板的彎曲曲率的差值增大。這表明對于面外偏壓的三明治墻體而言，2個葉板的間距會增大或減小，此時合理設計連接件就顯得較為重要。

圖11 墻體的應變沿厚度的變化Fig.11 Variation of wall strain along thickness

以2 100 mm 高的墻體為例，分析各墻體0.5h處葉板中增強材料(包括鋼筋、BFRP筋和BFRP格柵等)的應變εs隨荷載N的變化，見圖12。圖12中，受壓荷載為正，拉應變為正。從圖12 可以看出：1)對于軸壓墻體而言，由于鋼筋的彈性模量遠比BFRP材料的大，因而相同軸向壓力下鋼筋的應變明顯小于BFRP材料的應變。BFRP筋和BFRP格柵的應變發展過程相似。當墻體達到峰值荷載時，墻體SN-21-0 的鋼筋應變、墻體BG-21-0 的BFRP 筋應變和墻體GG-21-0 的BFRP 格柵應變分別為-1 685με，-2 407με和-2 356με。這表明軸壓墻體達到峰值荷載時，鋼筋基本上達到受壓屈服，而BFRP 筋和BFRP 格柵的強度發揮程度較低，應變僅為各自極限應變的12.2%和9.9%。2) 隨著面外偏心距增大，受拉側BFRP格柵的應變從受壓轉為受拉，BFRP格柵的最大拉應變為3 353με，僅約為其極限拉應變的16.9%。

圖12 增強材料的應變隨荷載的變化Fig.12 Variations of reinforcement material strain with load

以2 100 mm高的墻體為例，分析各墻體h/2處連接件中間頂面和底面的應變εcon隨荷載N的變化，見圖13。從圖13 可以看出：1)軸壓墻體和小偏壓墻體在達到峰值荷載的90%之前，連接件的應變基本上都很小，在200με以內；在臨近峰值荷載之后，連接件的應變會顯著增大。2)面外偏心距為90 mm 的大偏壓墻體GG-21-90 在約達到峰值荷載的50%時，連接件的應變從較小值突然增大至接近400με，之后連接件的應變又突然降低，可能是由于連接件和混凝土間發生了滑移。3)鋼筋混凝土三明治軸壓墻SN-21-0的連接件頂面和底面的荷載-應變曲線初期基本相同，均為拉應變，直至臨近峰值荷載時才出現明顯分離。對于其他墻體，連接件頂面和底面的荷載-應變曲線在加載初期就表現出一定分離，其中偏壓墻體的2 條荷載-應變發展曲線的分離更為明顯。頂面和底面的荷載-應變曲線不一致，出現分離，甚至一個受壓、另一個受拉，表明連接件除承受拉力或壓力外，還承受一定的彎矩作用。連接件的這一受力狀態，對于軸壓墻體是由2個葉板材料不均勻、葉板的局部屈曲所致；對于偏壓墻體，則主要是由2個葉板的應力狀態、壓彎剛度和曲率不同所致。

圖13 連接件的應變隨荷載的變化Fig.13 Variations of connector strain with load

3 承載指標計算

受壓試驗墻體的上下壓梁實際上可對應于結構中樓蓋處的邊框梁，其與2個葉板整體澆筑，可大幅提高混凝土三明治墻的整體性；墻體在受壓時，上下壓梁可與連接件一起使墻體的2個葉板能較好地協調變形。因此，混凝土三明治墻的軸壓承載力、偏壓承載力和穩定性驗算可參照GB50010—2010“混凝土結構設計規范”[16]和JGJ 3—2010“高層建筑混凝土結構技術規程”[11]中實心構件的方法計算。當與試件的實測承載力進行對比時，各計算式的材料強度應取實測值；當進行實際工程設計時，各計算式的材料強度應取設計值。

3.1 軸壓承載力

混凝土三明治墻的軸壓承載力Nu0計算式[16]如下：

式中：φ為鋼筋混凝土軸心受壓構件的穩定系數，本文不同墻體的長細比分別為33.9和52.0(見表1)，根據文獻[16]可得對應的φ分別為0.983和0.891；fc為混凝土的棱柱體抗壓強度，考慮構件強度和試塊強度的差異，普通混凝土和地聚物混凝土分別取表2 中實測結果的88%和80%(注：TRAN 等[17]建議地聚物混凝土的fc取實測結果的70%)；A為構件截面面積；fy′為鋼筋的受壓屈服強度；As′為受壓鋼筋的截面面積。對于BFRP 筋和BFRP 格柵增強地聚物混凝土三明治墻而言，由于BFRP 筋和BFRP格柵的彈性模量分別為地聚物混凝土彈性模量的2.17 倍和2.63 倍，考慮到增強材料的配筋率通常較小，因此按式(1)計算時，可取As′=0；η為承載力降低系數，結合試驗結果，建議按下式計算：

根據式(1)～(2)計算得到的混凝土三明治墻的軸壓承載力與試驗所得軸壓承載力的對比見表4。從表4 可以看出：計算得到的軸壓承載力與試驗值總體上吻合較好；式(1)所得計算結果具有一定的可靠性，可用于三明治混凝土墻的軸壓承載力計算。

表4 軸壓承載力計算值與試驗值對比Table 4 Comparison between calculated and measured axial bearing capacity

3.2 墻體穩定性驗算

根據文獻[11]中的實心墻穩定性驗算的方法，墻體驗算時考慮混凝土材料的彈塑性、荷載的長期性以及荷載偏心距等因素的綜合影響，墻頂承受的豎向荷載取壓桿歐拉臨界荷載的1/8，因此，混凝土三明治墻受壓穩定時的臨界力Ncr可通過下式計算：

式中：b為三明治墻的面寬；Ec為混凝土的彈性模量；β為墻肢計算長度系數，可根據文獻[11]取值，對于單面獨立墻肢，取1.0；h1為墻肢所在樓層的層高。對于本文試驗的墻體，(βh1)取上下鉸之間的距離，即2 240 mm或3 440 mm。

按式(3)算得到各墻體的穩定臨界力Ncr并將其與實測受壓承載力Nu進行對比，見表5。從表5可以看出：1)按規范公式計算得到的臨界荷載均小于墻體的實測軸壓承載力，這表明按我國規范公式計算的軸壓穩定荷載具有較高的安全性。2)墻體GG-33-90 的破壞特征呈失穩破壞，但其實測穩定承載力遠小于式(3)的計算結果。這表明規范的穩定性驗算公式雖然近似考慮了荷載面外偏心的影響，但并不適用于高度較高、面外偏心距較大的墻體。

表5 穩定臨界力與受壓承載力的對比Table 5 Comparison between critical load with compression bearing capacity

3.3 偏壓承載力

對現有的采用平截面假定、條帶法、虛梁法和增量有限元格式的鋼筋混凝土構件受壓承載力計算程序[18]進行簡單修改，如設定保溫層所對應的單元面積為0、輸入地聚物混凝土和BFRP 格柵的材料特性等，即可簡化計算混凝土三明治墻的偏壓承載力。地聚物混凝土的單軸應力-應變關系采用Hognestad 式，其圓柱體抗壓強度fc′為29.63 MPa，峰值應變采用文獻[19]中的針對地聚物混凝土的公式計算，其值為0.002 193，極限壓應變取0.003 8。BFRP 格柵的應力-應變關系模型采用線彈性模型，其彈性模量、極限強度采用試驗實測值。沿墻厚等分為80 層條帶，其中葉板和保溫層的條帶分別為30層和20層。虛梁法中，柱沿高度劃分為相等的16 個小段。數值程序計算得到的混凝土三明治保溫墻的偏壓承載力與試驗得到的的對比見表6。

表6 偏壓承載力計算值與試驗值的對比Table 6 Comparison between calculated and measured eccentric bearing capacity

從表6可以看出：1)基于平截面假定和條帶法近似計算混凝土三明治墻的偏壓承載力，對小偏壓墻體有較高的精度，而對大偏壓墻體的計算精度有待進一步提高。2)小偏壓墻體的承載力計算值略大于實測值，特別是當墻體較高時二者差值較大，這是三明治墻體葉板的局部彎曲變形所致。3)大偏壓墻體的承載力計算值反而顯著小于實測值，這不僅與面外偏心距較大時承載力本身較小、離散性和偶然因素的影響增大有關，還可能是因為偏心距較大時混凝土2個葉板更容易相互疏遠導致剛度增大，同時曲率較大時混凝土抗壓強度有一定提高。

4 結論

1)隨著面外荷載偏心距增大，一字形地聚物混凝土三明治墻體會依次呈軸壓破壞、小偏壓破壞和類大偏壓破壞等脆性破壞特征，長細比和面外偏心距較大時，墻體還會發生失穩破壞?；炷翍冄睾穸确较蚍植嫉钠x程度也會隨面外偏心距增大而增大。鋼筋混凝土三明治墻的軸壓承載性能優于BFRP 筋/格柵增強地聚物混凝土三明治墻的軸壓性能，BFRP格柵增強地聚物混凝土三明治墻的軸壓力學特性與BFRP筋的類似。

2)試驗用的六角筒連接件具有較好的拉結作用，可使混凝土三明治墻的2個葉板在水平方向協調變形。

3)本文所提混凝土墻體的軸壓承載力和穩定臨界力修正公式可以應用于普通混凝土以及地聚物混凝土三明治墻體的軸壓承載力設計和穩定性驗算。BFRP格柵增強地聚物混凝土三明治墻在面外小偏壓作用下的承載力可采用平截面假定法進行計算，但在面外大偏壓作用下承載力的計算方法還有待進一步研究。