一種裝配整體式混凝土剪力墻的抗震性能試驗

趙海龍，郭璐琪，王鐵成，線登洲

(1. 天津大學(xué)建筑工程學(xué)院，天津 300072；2. 濱海土木工程結(jié)構(gòu)與安全教育部重點實驗室(天津大學(xué))，天津 300072；3. 河北建工集團(tuán)有限責(zé)任公司，石家莊 050051)

當(dāng)前，裝配整體式混凝土剪力墻結(jié)構(gòu)作為住宅產(chǎn)業(yè)化的一個重要發(fā)展方向，具有良好的發(fā)展前景，成為適合國內(nèi)發(fā)展的住宅產(chǎn)業(yè)化結(jié)構(gòu)體系[1]．剪力墻是高層住宅建筑的主要抗側(cè)力構(gòu)件，承受豎向和水平荷載的共同作用，與現(xiàn)澆混凝土剪力墻相比，裝配整體式混凝土剪力墻由于分層預(yù)制，水平接縫處的連接性能是保證結(jié)構(gòu)具有良好抗震性能的關(guān)鍵．有效改善水平連接接縫的受力性能進(jìn)而保證結(jié)構(gòu)的連續(xù)性和整體性，同時提高接縫處的施工速度，對住宅產(chǎn)業(yè)化發(fā)展具有重要意義[2]．

目前，國內(nèi)學(xué)者對水平接縫處的連接構(gòu)造進(jìn)行了一系列研究，錢稼茹等[3]通過試驗研究發(fā)現(xiàn)，套筒漿錨連接能有效傳遞鋼筋應(yīng)力，套箍連接試件的新舊混凝土交界面難以澆注密實，易發(fā)生面內(nèi)錯動，存在施工不便的問題．王墩等[4]針對上述套箍連接方法的弊端，采用接縫連接梁連接預(yù)制墻體豎向鋼筋的簡易連接方法，結(jié)果表明，接縫連接梁處于墻體中部時試件的連接效果較好，處于墻體底部時試件破壞較為嚴(yán)重，連接可靠性難以保證．劉家彬等[5]提出了裝配整體式混凝土剪力墻水平拼縫 U型閉合筋連接的新形式，U型閉合筋連接可以達(dá)到較好的連接效果，但墻體中部漿錨間接搭接構(gòu)造較復(fù)雜，增大施工難度．張錫治等[6]提出一種剪力墻兩端暗柱現(xiàn)澆、上下墻體齒槽式連接的技術(shù)，齒槽區(qū)豎向分布鋼筋自由搭接的連接方法可行，但存在現(xiàn)澆比例偏高的問題．同時，國外學(xué)者也做了相關(guān)研究[7-8]，發(fā)現(xiàn)裝配整體式混凝土剪力墻連接可靠性與施工便捷性之間存在矛盾．綜合上述研究發(fā)現(xiàn)，裝配整體式混凝土剪力墻的連接方法能夠獲得較好的連接效果，但存在施工難度大、成本較高等問題．為提高預(yù)制剪力墻水平接縫的連接可靠性，方便施工，本文提出一種改進(jìn)的水平后澆接縫連接方式．

本文提出的是一種配有 X型斜筋的水平后澆接縫的連接方式，旨在保證裝配整體式混凝土剪力墻抗震性能的同時，簡化連接方法，降低成本．設(shè)計 4個足尺剪力墻試件進(jìn)行擬靜力試驗，其中一個為現(xiàn)澆剪力墻作對比試件，對比分析試件在低周反復(fù)加載下后澆接縫高度變化對裝配整體式混凝土剪力墻抗震性能的影響規(guī)律．

1 試驗概況

1.1 試驗設(shè)計

試件的具體做法為：預(yù)制混凝土剪力墻時，將接縫上下兩端預(yù)制墻體雙排縱向鋼筋伸出墻體，并彎折形成 U型閉合筋，U型閉合筋中穿插與墻體長度相同的 X型斜筋(見圖 1(a))，用以限制預(yù)制墻體的水平錯動，提高后澆混凝土與預(yù)制墻體連接面處的抗剪能力，墻體接縫上下端混凝土接觸面設(shè)置凸起的抗剪鍵(見圖 1(b))．

圖1 預(yù)制墻體拼接示意Fig.1 Schematic diagram of splicing between precast walls

試驗共設(shè)計4個足尺剪力墻試件，編號為SW-1、PC-1～PC-3，試件 SW-1為現(xiàn)澆試件，為本次試驗的對比試件，其余 3個為預(yù)制試件，通過墻體底部后澆接縫裝配連接．預(yù)制墻體的主要參數(shù)變化為后澆接縫高度的不同，試件 PC-1～PC-3后澆接縫高度依次為500,mm、400,mm和300,mm．試件由試驗墻體、墻體頂部加載梁及剛性地梁3部分組成，墻體尺寸一致，中間墻體為2,800,mm×1,700,mm×200,mm(高×寬×厚)．墻體采用 C30混凝土，預(yù)制試件接縫處采用 C35高流態(tài)微膨脹混凝土，試件配筋均采用HRB400級鋼筋．試件 SW-1和 PC-1截面尺寸及配筋如表1及圖2所示，其余試件類似．圖2中，試件PC-1中A、B和C依次表示1-1剖面的上片剪力墻部分、剪力墻底座部分及安裝后的整片墻體．

試件制作時，試件每組預(yù)留 3個邊長為 100,mm的混凝土立方體試塊，養(yǎng)護(hù) 28天后，測量得其抗壓強(qiáng)度，換算出混凝土立方體抗壓強(qiáng)度實測值如表2所示．試驗墻體所用鋼筋按規(guī)格每組預(yù)留 3個試樣，用來測量鋼筋屈服強(qiáng)度、極限強(qiáng)度以及彈性模量，測得鋼筋性能指標(biāo)如表3所示．

表1 試件基本參數(shù)及配筋Tab.1 Basic parameters and reinforcement of specimens

圖2 試件尺寸及配筋Fig.2 Dimensions and reinforcement of specimens

表2 混凝土立方體抗壓強(qiáng)度實測值Tab.2 Measured cubic compressive strength of concrete

表3 鋼筋強(qiáng)度實測值Tab.3 Measured strengths of steel reinforcements

1.2 加載與量測

試驗加載由1,000,kN豎向液壓千斤頂、1,000,kN水平雙向液壓千斤頂、荷載傳感器、反力梁等裝置組成，試驗加載裝置如圖 3所示．豎向千斤頂與反力架間設(shè)有滾軸，保證試件受到水平荷載作用時能夠在水平方向自由移動．

加載時首先施加豎向荷載，并保持恒定，試驗軸壓比為 0.15，施加軸壓力 700,kN．然后施加水平荷載，水平荷載加載位置距離地梁頂面2,950,mm．水平力采用荷載-位移混合加載制度，加載制度如圖 4所示．其中，F(xiàn)cr為開裂荷載，F(xiàn)y為屈服荷載；F1、Fcr、F2、F3、Fy分別表示 5級荷載控制加載(每級循環(huán) 1次)．試件屈服前，采用荷載控制并分級加載，每級循環(huán) 1次，試件屈服后采用位移控制加載，每級循環(huán) 3次．試件破壞以水平荷載下降至試件峰值荷載的85%,或達(dá)到不適合繼續(xù)承載的變形限值為標(biāo)志．

圖3 加載裝置Fig.3 Loading equipment

圖4 加載制度Fig.4 Loading history

試驗采用荷載傳感器量測施加的水平往復(fù)荷載，同時在墻體頂部遠(yuǎn)離水平荷載加載的一側(cè)布置位移計 D1，用以量測加載位置的水平位移．應(yīng)變片分別布置在各試件下部暗柱外邊緣縱筋、后澆接縫暗柱箍筋及預(yù)制試件后澆接縫端部斜筋位置處，用以量測低周往復(fù)荷載作用下的鋼筋應(yīng)變情況．

2 試驗結(jié)果與分析

2.1 破壞形態(tài)

各試件的破壞形態(tài)大體相同，裂縫主要分布在墻底至墻高2/3范圍處．圖5和圖6分別為試件典型破壞形態(tài)及裂縫分布．表4為試件的破壞特征．

圖5 破壞形態(tài)Fig.5 Failure patterns

對比可知，預(yù)制試件后澆接縫頂部出現(xiàn)水平貫通裂縫，說明新老混凝土結(jié)合面是預(yù)制混凝土剪力墻的一個薄弱面，其黏結(jié)性能是衡量結(jié)合面抗剪性能的重要指標(biāo)．試件 SW-1和 PC-1破壞時墻體角部混凝土壓碎，豎向鋼筋壓彎屈服，表現(xiàn)為壓彎破壞．試件PC-2和 PC-3破壞帶有明顯剪切-黏結(jié)破壞特征，這是由于試件后澆接縫高度較小，上、下層墻體通過 U型套箍連接，在加載過程中，對扣的兩個U型筋錯位及混凝土與鋼筋之間黏結(jié)錨固力不足，產(chǎn)生滑移，形成較多豎向黏結(jié)裂縫(見圖 5(d))，最終破壞形態(tài)表現(xiàn)為剪切-黏結(jié)破壞．預(yù)制試件后澆接縫高度為500,mm時，破壞形態(tài)和裂縫分布情況與現(xiàn)澆試件最接近．

圖6 裂縫分布Fig.6 Crack patterns

2.2 滯回曲線

圖7和圖8分別為試件的水平荷載-墻頂位移滯回曲線和骨架曲線．現(xiàn)澆試件的滯回曲線最飽滿，具有很好的耗能能力，試件 PC-1和 PC-2次之，試件PC-3中部捏縮明顯，后澆接縫高度影響結(jié)構(gòu)的延性及耗能能力．試件加載至峰值荷載后，隨著位移的增加，試件 PC-1骨架曲線下降較為平緩，與現(xiàn)澆試件相似，試件 PC-2和 PC-3骨架曲線下降較快．試件SW-1和PC-1較另兩個試件而言具有更好的延性．

根據(jù)兩階段抗震設(shè)防目標(biāo)的變形驗算要求，結(jié)構(gòu)的彈性層間位移角不宜大于 1/1,000，彈塑性層間位移角不宜大于 1/120[9]，計算出滿足多遇地震作用下結(jié)構(gòu)抗震變形驗算的位移限值為 3.45,mm，滿足罕遇地震作用下結(jié)構(gòu)彈塑性變形驗算的位移限值為29,mm．各試件均滿足第 1階段抗震設(shè)防要求，結(jié)構(gòu)可以保證小震不壞．試件 SW-1和 PC-1加載過程中單向最大水平位移分別為 29,mm和 32,mm，滿足第2階段抗震設(shè)防要求，結(jié)構(gòu)可以保證大震不倒，試件PC-2和 PC-3在加載過程中最大水平位移分別為22,mm和24,mm，不滿足第2階段抗震設(shè)防要求．預(yù)制試件可以達(dá)到和現(xiàn)澆試件相同的變形能力，但墻體底部后澆接縫高度不宜低于500,mm．

表4 破壞特征Tab.4 Damage properties

圖7 水平荷載-頂點位移滯回曲線Fig.7 Lateral load-top displacement hysteresis curves

圖8 水平荷載-頂點位移骨架曲線Fig.8 Lateral load-top displacement skeleton curves

2.3 承載力

表 5列出了各試件的開裂荷載Fcr、屈服荷載Fy、峰值荷載Fm、破壞荷載Fu，其中破壞荷載取峰值荷載的 85%,，屈服荷載Fy采用“通用屈服彎矩法”[10]確定．

預(yù)制試件的開裂荷載與現(xiàn)澆試件相比略有下降，且峰值荷載低于現(xiàn)澆試件，預(yù)制試件后澆接縫的存在使結(jié)構(gòu)承載力下降，為結(jié)構(gòu)的薄弱層．試件 PC-1和PC-2的極限承載力相比現(xiàn)澆試件降低10%,左右，試件PC-3的極限承載力降低18%，其中試件 PC-3降低幅度最大，這是因為試件PC-3后澆接縫高度較小，混凝土與豎向鋼筋之間黏結(jié)錨固力不足，發(fā)生黏結(jié)破壞，鋼筋連接部位傳力效果較差，因此承載能力最低．

表5 試件主要階段的水平荷載Tab.5 Lateral load of specimens at main stages

2.4 變形能力與延性

表 6列出了各試件的開裂位移Dcr、屈服位移Dy、峰值荷載對應(yīng)的位移Dm、極限位移Du、位移延性系數(shù)以及各階段位移所對應(yīng)的位移角D為測點水平位移，H為測點高度2,950,mm)．

試件的位移延性系數(shù)均大于 3，結(jié)構(gòu)滿足抗震延性要求[11]．試件 PC-1的位移延性系數(shù)和現(xiàn)澆試件基本相同，試件 PC-2和 PC-3與現(xiàn)澆試件相比分別降低5%,和8%,．試件SW-1和PC-1的極限位移角均值大于1/120，具有較好的變形能力，試件PC-3的極限位移角最小，這是由于該試件后澆接縫高度較小，變形能力較差．后澆接縫 U型閉合筋中穿插 X型斜筋，可提高試件的變形能力和延性．預(yù)制試件后澆接縫高度為500,mm時，變形能力和延性接近現(xiàn)澆試件.

表6 試件主要階段的變形值Tab.6 Deformation of specimens at main stages

2.5 剛 度

《建筑抗震試驗規(guī)程》[12]中規(guī)定試件的剛度用割線剛度表示，割線剛度為

式中：F為某次循環(huán)荷載峰值；D為荷載峰值對應(yīng)的位移．圖9為各試件的剛度退化曲線．

圖9 剛度退化曲線Fig.9 Stiffness degeneration curves

各試件在初始加載階段剛度退化速度較快，進(jìn)入屈服階段后，剛度退化速度趨于平緩．墻體頂部水平位移均達(dá)到17,mm時，試件SW-1，PC-1～PC-3剛度依次下降到初始剛度的 14%,、19%,、11%,和 10%,．與現(xiàn)澆試件相比，試件 PC-1的剛度退化較緩慢，試件PC-2和PC-3由于后澆接縫高度較小，加載后期后澆接縫位置處裂縫開展延伸迅速，鋼筋與混凝土之間出現(xiàn)黏結(jié)滑移，剛度退化速度較快．

2.6 鋼筋應(yīng)變

圖 10(a)為各試件下部暗柱外邊緣處縱筋應(yīng)變-位移骨架曲線．初始加載階段，試件鋼筋應(yīng)變相差不大，隨著水平位移的增大呈遞增趨勢．反向加載屈服后，墻體頂部發(fā)生相同水平位移的情況下，試件 SW-1，PC-1～PC-3暗柱縱筋應(yīng)變依次減小，試件后澆接縫高度越小，墻體縱筋受力越小．試件SW-1和PC-1的水平位移分別為27,mm和25,mm時，縱筋達(dá)到屈服．試件PC-2和PC-3破壞時縱筋未達(dá)到屈服，這是因為試件后澆接縫高度較小，在加載過程中，縱筋和混凝土之間發(fā)生黏結(jié)破壞，鋼筋連接部位傳力效果較差，縱筋應(yīng)變較?。?/p>

圖10 鋼筋應(yīng)變-位移骨架曲線Fig.10 Strain-displacement skeleton curves of reinforcements

圖 10(b)為各試件后澆接縫暗柱箍筋應(yīng)變-位移骨架曲線．預(yù)制試件的箍筋受力情況與現(xiàn)澆試件基本相似，在加載過程中承擔(dān)結(jié)構(gòu)所受剪力．加載后期試件PC-2箍筋應(yīng)變最大，為1,222,me，各試件箍筋均未屈服．反向加載階段，墻體頂部發(fā)生相同水平位移的情況下，試件PC-2的箍筋應(yīng)變最大，試件PC-3次之，這是因為試件 PC-2和 PC-3后澆接縫暗柱位置處應(yīng)力較為集中．

圖 10(c)為預(yù)制試件后澆接縫端部斜筋應(yīng)變-位移骨架曲線．預(yù)制試件斜筋均未屈服，斜筋在加載過程中受力較?。嚰?PC-1反向加載時與試件 PC-2、PC-3相比應(yīng)變顯著增加，最大斜筋應(yīng)變?yōu)?98me，達(dá)到屈服應(yīng)變(2,066me)的 25%,，與后澆接縫高度較低的試件相比，試件 PC-1的鋼筋受力均勻，可較好地發(fā)揮斜筋作用．

3 受剪承載力計算

參照《混凝土結(jié)構(gòu)設(shè)計規(guī)范》[13]第 6.3.21節(jié)，試件SW-1的斜截面受剪承載力為

式中：l為計算截面的剪跨比；ft為混凝土軸心抗拉強(qiáng)度設(shè)計值；fyv為水平分布鋼筋強(qiáng)度設(shè)計值；h0、b分別為剪力墻截面有效高度、寬度；Ash為同一截面水平分布鋼筋截面面積；sv為剪力墻水平分布鋼筋間距．

對于試件 PC-1～PC-3，考慮到 X型斜筋對墻體受剪承載力的貢獻(xiàn)，建議在式(2)的基礎(chǔ)上增加 X型斜筋的作用．根據(jù)文獻(xiàn)[14]，可以得出 X型斜筋承擔(dān)的斜截面受剪承載力為

式中：fyx為 X型斜筋強(qiáng)度設(shè)計值；Asx為同一截面 X型斜筋截面面積；a為X型斜筋與剪力墻縱軸的夾角.

根據(jù)試件的鋼筋應(yīng)變分析，X型斜筋在試件破壞時，鋼筋應(yīng)變約為屈服應(yīng)變的 25%,，其作用未完全發(fā)揮，因此，計算時對式(3)予以折減，整理得到試件PC-1～PC-3受剪承載力的建議公式為

表 7列出了各試件斜截面受剪承載力計算值與試驗值的對比．

表7 受剪承載力計算值與試驗值對比Tab.7 Comparison between experimental and calculated results of shear bearing capacity

各試件斜截面受剪承載力計算值小于試驗值，說明規(guī)范中的公式偏于安全，具有一定的安全儲備．預(yù)制試件的承載力試驗值相比現(xiàn)澆試件略有下降，建議裝配整體式混凝土剪力墻在進(jìn)行設(shè)計時，對承載力予以折減，提高墻體的設(shè)計安全性．

4 結(jié) 論

(1) 試件 PC-1與現(xiàn)澆試件類似，破壞形態(tài)為壓彎破壞，試件 PC-2和 PC-3后澆接縫位置出現(xiàn)較多豎向黏結(jié)裂縫，破壞時發(fā)生剪切-黏結(jié)破壞．預(yù)制試件后澆接縫邊緣均出現(xiàn)明顯的水平貫通裂縫，為預(yù)制試件的薄弱面．

(2) 現(xiàn)澆試件的承載力最高，與其相比試件 PC-1和 PC-2的承載力下降約 10%,，試件 PC-3承載力降幅達(dá)到 18%,．預(yù)制試件底部后澆接縫高度影響試件的承載力，墻體底部后澆接縫高度不宜過?。ㄗh裝配整體式混凝土剪力墻在進(jìn)行設(shè)計時，對承載力予以折減，提高墻體的設(shè)計安全性．

(3) 現(xiàn)澆試件和試件PC-1滿足兩階段抗震變形驗算，結(jié)構(gòu)可以保證小震不壞、大震不倒，試件 PC-2和 PC-3無法滿足兩階段抗震變形驗算．試件 PC-1的延性接近現(xiàn)澆試件，試件 PC-2和 PC-3的位移延性系數(shù)與現(xiàn)澆試件相比分別降低 5%,和 8%,．預(yù)制試件后澆接縫高度為500,mm時，變形能力和延性與現(xiàn)澆試件基本相當(dāng)．

綜合比較，試件 PC-1的承載力相比現(xiàn)澆試件略有下降，變形能力、延性和剛度退化情況基本相同，破壞時縱筋屈服，混凝土壓碎，表現(xiàn)為壓彎破壞，具有良好的抗震性能．U型閉合筋中穿插 X型斜筋的后澆接縫連接方式，可以提高預(yù)制試件的抗剪能力、變形能力和延性．建議預(yù)制試件的水平后澆接縫高度不低于500,mm．

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