小剪跨比低層裝配墻體破壞模式試驗研究

孟文清,高小婷,王二成,田 旺,陳 展

(河北工程大學(xué)土木工程學(xué)院,邯鄲 056000)

2016年9月14日,國務(wù)院常務(wù)會議指出大力發(fā)展預(yù)制裝配式建筑。在鄉(xiāng)鎮(zhèn)建設(shè)過程中開發(fā)經(jīng)濟、可靠的低層預(yù)制裝配式建筑對改善居住環(huán)境、保護生態(tài)環(huán)境、降低建設(shè)成本、提高勞動效率具有積極意義[1-2]。

目前中外將研究熱點集中于裝配式墻體在高層建筑中的水平連接問題及其抗震性能等方面,針對這些問題中外開展了大量的研究,積累了寶貴的經(jīng)驗。Harris等[3]對水平接縫預(yù)制大板結(jié)構(gòu)進行軸壓荷載試驗研究。Solak等[4]對1個現(xiàn)澆剪力墻試件和2個采用錨固連接的預(yù)制混凝土剪力墻試件進行了試驗,研究往復(fù)荷載作用下,水平接縫錨固節(jié)點的受力性能。張微敬等[5]、錢稼茹等[6]對裝配式剪力墻在高層建筑中的連接問題進行了大量試驗。肖全東等[7-8]在剪力墻結(jié)構(gòu)的抗震性能等方面取得了許多成果。劉家彬等[9]提出裝配式混凝土剪力墻水平拼縫U型閉合筋連接方式,并對此種連接方式進行低周反復(fù)荷載試驗。郭璐琪等[10]針對剪力墻的軸壓比進行研究。但針對小剪跨比坐漿墻板的破壞模式研究尚屬空白。此次研究主要針對農(nóng)村小剪跨比裝配墻板。農(nóng)村中的低層建筑多進深和開間較大,導(dǎo)致剪跨比較小,但剪跨比控制在多大范圍內(nèi)才能滿足抗震要求是此次試驗的主要內(nèi)容。且墻體在構(gòu)造方面進行了簡化,連接方式由灌漿連接等復(fù)雜連接形式改為坐漿連接,大大降低了施工成本和施工效率,有利于保障施工質(zhì)量。為了研究此種簡化后小剪跨比裝配墻體在地震作用下的承載力性能、破壞模式及抗震性能,對3組不同剪跨比的低層裝配墻體進行低周反復(fù)荷載試驗?？紤]到試件在軸壓比較小時,試件通過坐漿連接的承載能力不足,因此對墻體增加兩個邊緣構(gòu)件以提高墻體承載力。最后試驗與理論相結(jié)合得到墻體的破壞模式及抗震性能。

1 試驗概況

1.1 試件制作

試驗試件由3 組足尺比例試件組成,試件由墻體、邊緣構(gòu)件、連接砂漿、基礎(chǔ)底座、上橫梁幾部分組成。試件構(gòu)造如圖1所示。試件編號分別為ASJ1、ASJ2、ASJ3、BSJ1、BSJ2、BSJ3、CSJ1、CSJ2、CSJ3,A、B、C分別代表剪跨比為1.25、0.7、0.5的3組試件。具體參數(shù)如表1所示。上橫梁與墻體整體澆筑,墻體采用坐漿方式與基礎(chǔ)底座相連,連接砂漿采用M7.5水泥砂漿。待墻體與基礎(chǔ)底座連接完成之后,進行邊緣構(gòu)件的混凝土澆筑。澆筑混凝土的強度為C30,保護層厚度為15 mm。墻體豎向分布鋼筋、水平分布鋼筋、箍筋及拉筋均采的HRB400級熱軋鋼筋；水平及豎向分布筋、箍筋、拉筋直徑為6 mm,鋼筋間距為250 mm。試件兩端的邊緣構(gòu)件布置6根豎向HRB400級熱軋鋼筋,筋直徑為10 mm,鋼筋間距為250 mm。

表1 構(gòu)件參數(shù)Table 1 Component parameters

圖1 試件構(gòu)造Fig.1 Structural drawing of test piece

1.2 加載裝置及加載制度

通過地腳螺栓將基礎(chǔ)底座與實驗室底板固定在一起；并用兩塊工字鋼將試件的基礎(chǔ)底座夾緊,且工字鋼與地面焊接,保證在測試過程中試件與地面無相對滑動。為防止在加載過程中試件的平面外傾斜,在試件兩側(cè)布置安全裝置。水平加載設(shè)備是1 000 kN的液壓伺服控制系統(tǒng),水平制動器的端部支撐在反作用壁上,前端通過螺栓與邊緣構(gòu)件連接。垂直加載設(shè)備為600 kN的千斤頂,并通過錨定在地板孔中的反作用框架施加軸向壓力。在測試過程中,通過調(diào)節(jié)機油壓力表可以使軸向壓力基本保持恒定。有關(guān)測試加載裝置如圖2所示。

圖2 加載示意圖Fig.2 Loading diagram

將A組試件水平低周反復(fù)載荷的施加分為兩個階段:①在試件屈服之前,使用單周期力控制載荷,第1階段為40 kN,然后將每個階段增加40 kN,直到試件屈服為止；②屈服后使用位移控制負載,每個階段循環(huán)兩次。B組和C組試件的載荷受力循環(huán)控制,每個階段1次,第1階段為50 kN,然后每個階段增加50 kN,直到試樣損壞。試件的屈服由縱向受力鋼筋的屈服應(yīng)變確定。

1.3 量測方案

主要測量內(nèi)容包括橫向位移、豎向位移、側(cè)向位移和垂直鋼筋應(yīng)變。通過位移計來測量墻體位移,具體布置位置如圖3所示。應(yīng)變片用于測量垂直鋼筋的應(yīng)變:由于構(gòu)件下部的應(yīng)力較大,因此在邊緣部件的下部兩側(cè)均布置了9個應(yīng)變儀。

圖3 應(yīng)變片及位移計分布Fig.3 Distribution of strain gauge and displacement gauge

2 墻體破壞過程及破壞分析

2.1 破壞過程

2.1.1 A組試件破壞過程(以ASJ2為例)

在加載0～120 kN的階段,試件處于彈性狀態(tài),載荷位移曲線基本重合,剛度退化基本為0。當載荷約為160 kN時,試樣底部會出現(xiàn)水平裂紋,試樣進入開裂階段。裂縫發(fā)展圖如圖4所示。隨著載荷的增加,水平裂縫逐漸增加。當荷載約為300 kN時,水平裂縫向邊緣構(gòu)件和墻體的結(jié)合處發(fā)展,并向下傾斜發(fā)展,水平裂縫出現(xiàn)在坐漿與墻體連接處。當載荷達到320 kN時,裂縫將繼續(xù)向下傾斜發(fā)展[11]。此時,墻的位移為16 mm,試件進入位移加載階段,早期形成的裂紋將繼續(xù)向下傾斜延伸并擴大。當加載至22 mm時,裂紋寬度會連續(xù)增加。當加載到32 mm的循環(huán)中時,承載能力明顯降低,試件損壞,試驗停止。試件破壞圖如圖5所示。

圖4 ASJ2裂縫發(fā)展圖Fig.4 Fracture development diagram of ASJ2

圖5 ASJ2破壞圖Fig.5 Failure graph of ASJ2

2.1.2 B組試件破壞過程(以BSJ1為例)

加載至0～150 kN時,墻體處于彈性狀態(tài),荷載位移曲線基本重合,剛度退化基本為0。加載至200 kN時,試件底部出現(xiàn)一條水平裂縫,試件進入開裂階段。裂縫發(fā)展圖如圖6所示。隨著荷載增加,不斷產(chǎn)生水平裂縫。加載至450 kN時,水平裂縫開始斜向下發(fā)展。墻體頂部產(chǎn)生了一條與墻體頂部呈45°的斜裂縫。加載至500 kN時,連接砂漿產(chǎn)生了貫穿裂縫。墻體頂部又產(chǎn)生了兩條與墻體頂部呈45°的斜裂縫。加載至720 kN時,裂縫寬度持續(xù)增大,墻體位移迅速增大,試件破壞,試驗停止。試件破壞圖如圖7所示。

圖6 BSJ1裂縫發(fā)展圖Fig.6 Fracture development diagram of BSJ1

圖7 BSJ1破壞圖Fig.7 Failure graph of BSJ1

2.1.3 C組試件破壞過程(以CSJ3為例)

加載至0～250 kN時,構(gòu)件處于彈性狀態(tài),荷載位移曲線基本重合,剛度退化基本為0。加載至300 kN時,試件兩端底部出現(xiàn)均一條斜裂縫,試件進入開裂階段。裂縫發(fā)展圖如圖8所示。隨著荷載增加,試件邊緣構(gòu)件不斷出現(xiàn)斜裂縫,裂縫向下延伸至邊緣構(gòu)件與墻體連接處。且裂縫持續(xù)發(fā)展延伸。加載至700 kN時,試件底部連接砂漿出現(xiàn)貫穿水平裂縫,且受推區(qū)產(chǎn)生一條水平裂縫,并沿邊緣構(gòu)件與墻體接縫繼續(xù)發(fā)展,最后與底部連接砂漿通縫銜接。加載至954 kN時,裂縫寬度持續(xù)增大,受推區(qū)根部產(chǎn)生的斜45°方向的裂縫徹底與底部通縫貫穿,位移迅速增大,試件破壞。試件破壞圖如圖9所示。

圖8 CSJ3 裂縫發(fā)展圖Fig.8 Fracture development diagram of CSJ3

圖9 CSJ3破壞圖Fig.9 Failure graph of CSJ3

2.2 破壞分析

3組試件破壞階段均可分為開裂階段、裂縫發(fā)展階段、強度退化階段,但在每個階段3組試件的破壞表現(xiàn)并不一致:A組試件在裂縫發(fā)展過程中裂縫分布區(qū)域較大且分布密集,多為一些水平細小裂縫,各個裂縫在加載后期相互連通。B組試件產(chǎn)生的裂縫相對于A組試件中產(chǎn)生的裂縫數(shù)目較少,且裂縫基本分布在距構(gòu)件底部400 mm以下的區(qū)域,分布區(qū)域較小,開裂時裂縫水平發(fā)展,隨荷載增大逐漸斜向下發(fā)展。C組試件裂縫發(fā)展情況則與A、B兩組試件不同,C組試件產(chǎn)生的裂縫數(shù)目很少,且裂縫多為斜向下發(fā)展,在加載后期裂縫充分發(fā)展,并與連接砂漿形成通縫。

由上述分析可知，A組試件在開裂前混凝土與鋼筋共同工作,在混凝土開裂時試件最外側(cè)鋼筋先屈服,混凝土與其他豎向鋼筋繼續(xù)承受彎矩作用,直至破壞。B組試件在試驗前期鋼筋混凝土共同承受彎矩作用,在鋼筋屈服后,隨著荷載不斷增大試件逐漸承受剪切作用,最終邊緣構(gòu)件裂縫與連接砂漿形成貫穿裂縫。C組試件在試驗加載過程中表現(xiàn)為剛度較大,混凝土裂縫發(fā)展不充分,破壞較為突然。

3 試驗結(jié)果及分析

試件試驗結(jié)果以ASJ2、BSJ1、CSJ3為例進行說明。

3.1 滯回曲線

滯回曲線的基本形態(tài)表現(xiàn)為梭形、弓形、反向S形、Z形。梭形滯回曲線通常發(fā)生鋼筋混凝土受彎構(gòu)件。弓形滯回曲線通常發(fā)生在剪力較小且具有一定箍筋的彎曲剪切構(gòu)件中,曲線中間存在輕微捏攏現(xiàn)象,這是由于構(gòu)件的剪切變形產(chǎn)生的斜裂縫張合造成的，它反映了一定的滑移影響。反S形曲線通常發(fā)生在具有較大剪切應(yīng)力和剪切破壞的構(gòu)件中,這反映了更大的滑動效果。上述理論分析與試驗所得滯回曲線相比較得出:ASJ2滯回曲線在加載前期呈梭形,后逐漸捏攏呈弓形,BSJ1滯回曲線形態(tài)為弓形,CSJ3滯回曲線呈反S形。滯回曲線如圖10所示。

圖10 滯回曲線Fig.10 Hysteresis curve

滯回曲線包圍的區(qū)域是結(jié)構(gòu)在負載卸載一個周期后吸收的能量,這可以表示試驗過程中試件的能耗能力。通常當滯回環(huán)呈梭形時耗能能力是最好的,其次為滯回環(huán)呈弓形,當滯回環(huán)呈反S形時,曲線包圍面積縮小,耗能能力降低。當滯回環(huán)呈Z形時,曲線包圍面積最小,耗能最差。因此3組試件的耗能能力為A優(yōu)于B優(yōu)于C。

3.2 鋼筋應(yīng)變

分析應(yīng)變片數(shù)據(jù)可知試件邊緣構(gòu)件最底部6個應(yīng)變片應(yīng)變較大,且3組試件最底部的應(yīng)變差別較大。鋼筋應(yīng)變?nèi)鐖D11所示。

圖11 鋼筋應(yīng)變Fig.11 Strain diagram of reinforcement

A組試件在荷載達到200 kN時邊緣構(gòu)件底部最外側(cè)鋼筋開始屈服,鋼筋屈服之后采用位移加載,隨著位移增長應(yīng)變增加明顯,且邊緣構(gòu)件6根鋼筋都會進入屈服階段,破壞時上述鋼筋應(yīng)變均超過8 000 με,說明鋼筋布置較少。墻體破壞主要是由彎矩造成的,呈彎曲少筋破壞。

B組試件底部鋼筋應(yīng)變增長較慢,在荷載達到450 kN時最外側(cè)鋼筋開始屈服,鋼筋屈服之后采用位移加載,隨著位移增長應(yīng)變增加明顯,且邊緣構(gòu)件6根鋼筋都會進入屈服階段,破壞時外側(cè)鋼筋應(yīng)變均超過8 000 με結(jié)合破壞現(xiàn)象及滯回曲線可知墻體發(fā)生彎剪破壞。

C組試件底部鋼筋應(yīng)變增長緩慢,直至荷載增大至700 kN時,鋼筋應(yīng)變均未超過1 500 με。當荷載加載至750～800 kN時,6根豎向鋼筋全部屈服,并迅速增大至8 000 με,進入大變形階段,結(jié)合破壞現(xiàn)象及滯回曲線可知墻體破壞模式呈剪切破壞。

3.3 特征荷載

各試件在開裂、屈服和極限狀態(tài)的荷載-位移數(shù)據(jù)如表2所示。從表2中可以看出,3組試件在軸壓比相同的條件下A組試件開裂荷載和屈服荷載均較小,即混凝土開裂一個加載循環(huán)之后鋼筋屈服,說明配筋率較小,破壞較為突然。B組試件各項參數(shù)均表現(xiàn)了墻體的良好的工作性能。C組試件雖然各項強度參數(shù)均較高,但延性系數(shù)過小,剛度過大,不滿足抗震要求。

表2 強度參數(shù)Table 2 Strength parameter

4 結(jié)論

(1)小剪跨比坐漿裝配墻體破壞模式隨剪跨比減小逐漸由彎曲破壞轉(zhuǎn)變?yōu)榧羟衅茐摹＜艨绫葹?.25、0.7、0.5的裝配墻體破壞模式依次為彎曲破壞、彎剪破壞、剪切破壞。

(2)根據(jù)上述對裝配墻體抗震性能分析,此種裝配墻體應(yīng)用于低層裝配式建筑時,剪跨比宜控制在0.7～1.0,既能保證墻體具有較好的承載力性能,又能保證墻體良好的抗震性能。

(3)此種裝配墻體通過坐漿連接能夠保證墻體的工作性能,既節(jié)省了施工成本,又能縮短工期。為裝配式建筑在村鎮(zhèn)建筑中的推廣提供了依據(jù)。