裝配式鋼筋混凝土剪力墻基礎隔震結構受力性能試驗研究*

耿 攀， 程 蓓,2， 雷遠德

(1 北京建筑大學土木與交通工程學院， 北京 100044；2 北京未來城市設計高精尖創(chuàng)新中心， 北京 100044；3 中國建筑標準設計研究院有限公司， 北京 100048)

0 引言

預制裝配式混凝土剪力墻(PCSW)結構由于其在高層住宅的應用和飽滿的建設需求量，將是今后在多高層住宅建筑中具有廣泛應用前景的結構形式。上下層預制墻之間的可靠連接是保證PCSW結構整體性能的關鍵因素。錢稼茹等[1-2]對豎向鋼筋套筒漿錨連接(簡稱套筒連接)的預制剪力墻進行擬靜力試驗，試驗結果表明：PCSW結構采用套筒連接可以有效傳遞豎向鋼筋的應力，其破壞形態(tài)與現(xiàn)澆剪力墻(CSW)試件的破壞形態(tài)相同，兩者的剛度與耗能能力相當。劉及進等[3]設計制作了五片足尺剪力墻試件，其中一片為現(xiàn)澆剪力墻，一片為采用套筒灌漿連接剪力墻，一片為采用預留孔漿錨搭接連接剪力墻，兩片為采用混合連接剪力墻。通過擬靜力試驗研究和有限元模擬對其承載能力、延性、耗能、剛度退化性能進行了研究，結果表明：套筒灌漿連接可以更直接地傳力，且構造與施工更為簡便，但是對施工工藝要求更高，其水平接縫往往是抗裂的薄弱部位，螺紋質量和灌漿密實度對其受力性能影響很大。劉香等[4]對足尺PCSW試件進行擬靜力試驗，試驗結果表明：豎向鋼筋采用套筒灌漿連接可以較好地傳遞應力，預制裝配式剪力墻試件滯回曲線的捏攏效應較現(xiàn)澆剪力墻試件更為明顯，形狀較飽滿，展現(xiàn)出較好的耗能性能，當達到峰值荷載后，骨架曲線下降段平緩，延性較好，具有良好的抗震能力，二者承載力可等同設計。

常規(guī)PCSW結構在地震作用下，主要依靠結構構件連接處的損傷與結構構件損壞來消耗能量，其抗震性能與CSW結構相比基本相當[5]。在PCSW結構中設置耗能減震元件，或將PCSW結構設計成隔震結構，將有效提高預制鋼筋混凝土剪力墻結構的抗震性能[6]。賴正聰?shù)萚7]對1/12.5縮尺基礎隔震剪力墻結構進行振動臺試驗研究，試驗結果表明：在8度小震、中震、大震作用下，基礎隔震高層剪力墻結構整體以平動為主，側向水平位移集中在隔震層，隔震支座不會出現(xiàn)拉應力，上部結構仍然處于彈性狀態(tài)，結構不會發(fā)生傾覆，呈現(xiàn)出良好的抗震性能及較高的地震安全儲備。王維等[8]對1/4縮尺預制混凝土剪力墻隔震結構進行振動臺試驗研究，試驗結果表明：隔震層具有較小的水平剛度，降低了PCSW隔震結構的自振頻率，提高了PCSW隔震結構的阻尼比，具有良好的耗能性能；PCSW隔震結構的加速度、層間位移、層間剪力的隔震效果明顯，在罕遇地震作用下具有更好的隔震性能。

基于此，本文主要進行傳統(tǒng)現(xiàn)澆混凝土剪力墻結構、套筒漿錨連接裝配式混凝土剪力墻結構與套筒漿錨連接裝配式混凝土剪力墻隔震結構三種結構類型在水平反復荷載作用下的塑性發(fā)展過程、裂縫開展規(guī)律、滯回性能、耗能能力等受力性能的比較研究，旨在為今后裝配式混凝土剪力墻隔震結構的應用和設計提供依據(jù)。

1 試驗概況

1.1 試驗模型

試驗模型以一棟高層鋼筋混凝土剪力墻結構為原型，該建筑平面尺寸為55.2m×27.6m，層高2.8m，共40層，總高112m，結構高寬比為4.0；抗震設防烈度為8度(0.2g)，建筑結構等級為一級，場地類別為Ⅱ類。圖1(a)，(b)為試驗模型原型結構，圖1(c)為隔震層平面布置圖，隔震層與上部結構均平面對稱規(guī)則布置。采用PKPM與ETABS軟件建立彈性分析模型，并對其進行8度設防烈度下的基礎隔震設計分析。該隔震結構設計各項指標均滿足規(guī)范限值要求，為試驗子結構提供設計依據(jù)。

圖1 試驗模型原型結構及隔震層布置

1.2 試件設計及制作

如圖1(c)所示，選取原型結構底部3層的一跨剪力墻(虛線圈出部分)作為試驗模型。共制作了3個3層剪力墻試件，縮尺比例為1/4，試件的整體性系數(shù)α[9]均為3.11，屬于雙肢剪力墻。試件編號為CSW-1，PCSW-1，PCSW-2，試件加工方法與豎向鋼筋連接方式如表1所示，試件尺寸、配筋及部分構造詳圖見圖2，3。試件頂部設置加載梁，以便施加往復水平荷載，下部設置地梁，墻肢兩端均設置暗柱。試件PCSW-1，PCSW-2上下層相鄰預制墻的豎向鋼筋采用套筒漿錨連接，連接詳圖如圖3(g)所示。套筒采用D-12半灌漿套筒，長度140mm，外徑32mm，內螺紋孔深度19.5mm，灌漿端連接鋼筋插入深度96～111mm。套筒埋置在各層預制墻底部，預制墻豎向鋼筋深入套筒100mm；各層預制墻體之間留出20mm縫隙作為現(xiàn)澆帶接縫，墻體接縫處表面鑿毛，露出粗骨料。試件PCSW-2預制墻與地梁之間采用鉛芯橡膠隔震支座連接。

試件加工方法與豎向鋼筋連接方式 表1

圖2 試件幾何尺寸及配筋圖

圖3 試件截面尺寸、配筋及部分構造詳圖

1.3 材性試驗

混凝土試塊在養(yǎng)護28d后進行標準抗壓強度材性試驗，其實測性能指標見表2。鋼筋留有同批次相應材料的鋼筋試樣，其實測性能指標見表3。

以隔震層剛度等效為原則，綜合考慮原型結構中隔震層布置(圖1(c))、鉛芯橡膠隔震支座力學性能的穩(wěn)定性以及實驗室加載條件限制，本次試驗隔震支座采用LRB500鉛芯橡膠隔震支座，其基本參數(shù)見表4。

混凝土力學性能指標 表2

鋼筋力學性能指標 表3

鉛芯橡膠支座基本參數(shù)設計值 表4

1.4 加載裝置及加載方案

分別對3個試件進行低周反復荷載試驗，豎向荷載由2個2 000kN液壓千斤頂提供，水平荷載由1個2 000kN伺服作動器提供。加載梁與豎向液壓千斤頂之間設置剛度較大的鋼制分配梁，使剪力墻產(chǎn)生均勻壓應力，加載裝置如圖4所示。

圖4 試驗加載裝置與測點布置

高層剪力墻結構底部三層處于較高軸壓比狀態(tài)，本文試驗原型結構中底部三層剪力墻軸壓均處于0.3～0.35范圍內，綜合考慮試驗加載條件，本文試件剪力墻軸壓比取0.3。試驗時，首先通過2次加載將豎向荷載加至設計荷載并在試驗過程中保持恒定不變。豎向荷載施加完畢之后，進行水平荷載的施加。試件CSW-1與PCSW-1加載制度采用荷載-位移角雙控制，此處位移角為(測點W1水平位移-測點W2水平位移)/墻體高度計算所得(測點布置見圖4(b))。荷載控制階段：在試件達到屈服之前，采用荷載控制并分級加載，定義每級荷載增加100kN，循環(huán)往復1次。位移角控制階段：當試件在試驗過程監(jiān)控的骨架曲線出現(xiàn)拐點時，記錄此時的屈服位移角，并轉變?yōu)槲灰平强刂?，按屈服位移角的倍?shù)逐級遞增，循環(huán)往復2次直至試件水平荷載下降到最大荷載的85%或試件破壞無法加載時，停止試驗。試件PCSW-2加載制度采用荷載-位移角雙控制，此處位移角為試件PCSW-2整體結構位移角，由(測點W1水平位移-測點W4水平位移)/(墻體高度+隔震層高度)計算所得；本文后續(xù)分析內容中試件PCSW-2上部結構位移角為(測點W1水平位移-測點W2水平位移)/墻體高度計算所得；隔震層位移為測點W3水平位移-測點W4水平位移計算所得。荷載控制階段：在隔震支座達到屈服之前，采用荷載控制并分級加載，定義每級荷載增加65kN，循環(huán)往復1次。位移角控制階段：當試件在試驗過程監(jiān)控的骨架曲線出現(xiàn)拐點時(隔震支座屈服后)，記錄此時的屈服位移角，并轉變?yōu)槲灰平强刂?，按屈服位移角的倍?shù)逐級遞增，循環(huán)往復2次直至試件水平荷載下降到最大荷載的85%或試件破壞無法加載時，停止試驗。

1.5 量測內容

試驗量測內容包括：1)剪力墻試件水平加載點處各級循環(huán)反復水平荷載作用下荷載-位移值；2)剪力墻試件各層接縫處下層墻頂與上層墻底在每級荷載作用下的位移，地梁的剛體位移；3)各層墻體底部縱向受力及分布筋的應變、水平分布鋼筋應變、箍筋應變；4)記錄與描繪裂縫開展的寬度和試件的破壞過程。

2 試驗結果

2.1 試件破壞過程及破壞形態(tài)

試件破壞形態(tài)及裂縫分布如圖5所示?？梢钥闯鲈嚰﨏SW-1，PCSW-1與PCSW-2均屬于彎剪型破壞。試件CSW-1與PCSW-1裂縫發(fā)展和破壞過程的共同特點為：首先2，1，3層連梁端部相繼出現(xiàn)豎向彎曲裂縫，緊接著2，1，3層連梁相繼出現(xiàn)剪切斜裂縫，墻肢底部出現(xiàn)水平彎曲裂縫；然后2層連梁端部縱筋屈服出現(xiàn)塑性鉸；隨著水平荷載的不斷增加，1，3層連梁端部縱筋相繼屈服出現(xiàn)塑性鉸；當頂點位移角達到0.004rad時，試件PCSW-1左墻肢1，2層接縫處由于混凝土與灌漿料基體的材料性能和水化程度不同，界面層存在變形協(xié)調問題，在荷載和收縮作用下，出現(xiàn)貫通水平裂縫，發(fā)生一定程度的剪切滑移破壞[10]。當頂點位移角達到0.006rad時，試件PCSW-1右墻肢1，2層接縫處同樣位置發(fā)生剪切滑移破壞，如圖5(b)所示；在連梁端部塑性鉸充分發(fā)展之后，試件墻肢底部受拉縱筋屈服形成塑性鉸；墻肢縱筋屈服后，隨著荷載的逐漸增大，墻肢出現(xiàn)剪切斜裂縫，進而試件兩邊墻肢外側暗柱內混凝土均被壓碎，墻肢剪切斜裂縫不斷發(fā)展、寬度不斷增大；達到極限荷載之后，受壓端墻肢暗柱兩根鋼筋被壓彎，墻肢混凝土大面積剝落，露出墻肢1層中部水平分布鋼筋與暗柱內箍筋，水平承載力迅速下降，試件宣告破壞，加載結束。最終破壞形態(tài)及裂縫發(fā)展狀態(tài)對比見圖5(d)，(e)。試件CSW-1與PCSW-1均屬脆性破壞，其峰值荷載分別為1 028.04kN和1 100.45kN。

圖5 試件破壞形態(tài)及裂縫分布

試件PCSW-2裂縫發(fā)展為：在1，2，3層連梁端部相繼出現(xiàn)豎向彎曲裂縫，緊接著在1，2，3層連梁相繼出現(xiàn)剪切斜裂縫。隨后1層連梁端部縱筋屈服出現(xiàn)塑性鉸。隨著水平荷載的不斷增加，塑性鉸相繼出現(xiàn)在2，3層連梁端部；在連梁端部塑性鉸充分發(fā)展之后，1，3層墻肢出現(xiàn)剪切斜裂縫。隔震支座在試驗過程中形態(tài)變化如圖6所示，當頂點位移角達到0.048rad時(上部結構位移角為0.002 3rad)，隔震支座達到100%剪應變狀態(tài)。當頂點位移角達到0.074rad時(上部結構位移角為0.005 4rad)，隔震支座達到150%剪應變狀態(tài)。試驗過程中隔震支座上下封板與橡膠外表面未見明顯損傷。隔震支座為試件PCSW-2主要耗能構件，隔震層水平變形在總水平變形中占主要比例，具有優(yōu)越的耗能能力，從而減輕了上部結構破壞損傷，有效避免了上部裝配式混凝土剪力墻結構在接縫處出現(xiàn)水平剪切滑移破壞。

圖6 隔震支座各階段形態(tài)圖

試件CSW-1破壞最為嚴重，裂縫幾乎布滿整個試件。其次為試件PCSW-1，其裂縫分布與試件CSW-1相比較少。試件PCSW-2破壞程度最輕，其裂縫主要分布在各層連梁，而墻體裂縫分布較少。

表5為試件主要特征點試驗結果(荷載及位移角)，試件PCSW-1相比試件CSW-1，峰值荷載提高約12.5%，并且屈服位移角、峰值位移角及極限位移角均不小于試件CSW-1，說明采用套筒連接的裝配式雙肢剪力墻承載能力與變形能力較現(xiàn)澆整體式雙肢剪力墻均有小幅提升，符合等同現(xiàn)澆的設計理念范疇。試件PCSW-2整體的屈服位移角、開裂位移角、極限位移角均顯著大于試件PCSW-1。試件PCSW-1極限位移角為0.008 8rad，試件PCSW-2極限位移角高達0.08rad，表明增加隔震層后，試件整體結構的變形能力有顯著提升。

試件主要特征點試驗結果 表5

2.2 滯回曲線

滯回曲線采用荷載-位移角的關系描繪，如圖7所示。試件CSW-1與PCSW-1開始加載至試件開裂前，滯回曲線呈較細長的“梭形”，加載與卸載曲線基本重合且為一條直線，殘余變形很小，試件處于彈性階段；試件開裂后至屈服前階段，滯回環(huán)狹窄細長，包圍的面積較小，耗能較少，試件剛度退化較?。辉嚰?，隨著荷載和頂點位移角的不斷增大，裂縫逐漸增多，裂縫寬度逐漸加大，混凝土損傷較大，試件剛度退化明顯，曲線逐漸向X軸偏移，卸載后存在很大的塑性變形，滯回環(huán)面積逐漸加大，耗能增加，試件進入塑性變形階段。

圖7 試件的滯回曲線

3個試件滯回曲線均呈“梭形”，試件CSW-1滯回曲線狹窄細長，循環(huán)次數(shù)較少，表明現(xiàn)澆整體式雙肢剪力墻抗震結構變形能力與耗能能力較差；試件PCSW-1在往復水平荷載作用下，結構會沿著水平接縫結合面發(fā)生滑移。在粗糙的界面構造下，由于滑移過程中鋼筋內沿著鋼筋軸線方向存在拉應力，將會在混凝土界面上產(chǎn)生相應的壓應力，這種壓應力將導致接縫結合面產(chǎn)生較大摩擦力[11]，由于摩擦力的作用導致結構總耗能增大，滯回曲線較飽滿，表明采用套筒連接的裝配式雙肢剪力墻變形能力與耗能能力較好；試件PCSW-2滯回曲線最為飽滿，與試件CSW-1，PCSW-1的滯回曲線形成了鮮明的對比，直觀地說明了采用套筒連接的裝配式鋼筋混凝土雙肢剪力墻隔震結構具有較好的變形能力與耗能能力。

2.3 骨架曲線

圖8為各試件的骨架曲線對比。由圖中可以看出：試件CSW-1，PCSW-1與PCSW-2正向加載與反向加載的滯回曲線較對稱，但試件PCSW-2上部結構正向加載與反向加載的骨架曲線不對稱，反向加載作用下，試件的剛度要小于正向加載時的剛度，這是由隔震支座豎向變形所致。反向加載時，其最左側隔震支座處于受拉狀態(tài)，其余隔震支座均處于受壓狀態(tài)，且壓縮位移從左至右逐漸增大，即隔震層發(fā)生了轉動，導致上部結構發(fā)生了一定的剛體轉動[12-14]。但正向加載時只有當上部結構位移角大于0.003rad時(頂點位移角大于0.056rad)，四個隔震支座才會由于豎向變形不均勻導致隔震層呈轉動狀態(tài)，因此上部結構實測剛度要低于正向加載時的剛度。

圖8 試件的骨架曲線

試件CSW-1與PCSW-1的骨架曲線共同點為均沒有明顯的下降段，水平荷載達到峰值后試件便失去承載力，破壞為脆性破壞。

2.4 剛度退化

采用割線剛度來描述雙肢剪力墻試件在低周反復荷載作用下的剛度衰減情況。圖9為試件的剛度退化曲線。

圖9 試件的剛度退化曲線

各試件的剛度衰減趨勢大致相同，3個試件在試驗過程中隨著位移角的增大，剛度持續(xù)退化。從加載初期到開裂過程中剛度衰減最為明顯，試件開裂到屈服過程中剛度衰減較快，屈服以后剛度衰減開始減慢。試件剛度隨裂縫的發(fā)展而逐漸降低，而裂縫在試件屈服以前發(fā)展較快，裂縫的大體分布也在屈服以前形成，屈服以后新裂縫出現(xiàn)較少。

2.5 耗能能力

根據(jù)《建筑抗震試驗規(guī)程》(JGJ/T 101—2015)[15]規(guī)定的計算方法，計算得到試件CSW-1，PCSW-1與PCSW-2的能量耗散系數(shù)E分別為0.56，0.67和1.28。試件PCSW-1的耗能能力略高于試件CSW-1，而試件PCSW-2的耗能能力遠遠大于其余兩個試件。結果表明增加隔震支座對雙肢剪力墻的耗能能力影響較大，隔震層由于其水平剛度較低可以充分進行耗能。

圖10為試件耗能(滯回環(huán)面積)與位移角的關系曲線。在位移角較小階段(未達到0.2%)，3個試件的上部結構耗能能力無顯著差別。隨著位移角的增大，試件PCSW-1與PCSW-2的上部結構耗能能力相比試件CSW-1略有增大。當位移角大于0.5%后，試件CSW-1即將達到極限位移角，其耗能能力不再提升。與此同時，試件PCSW-1的上部結構耗能能力最好，顯著高于其他兩個試件。試件PCSW-2總耗能遠高于試件CSW-1與PCSW-1，其主要由隔震層耗能。

圖10 試件耗能與水平位移角關系曲線

2.6 隔震支座豎向變形

圖11為各隔震支座豎向變形與頂點位移角關系曲線。初始階段：由于軸力以及重力的作用，隔震支座均處于受壓狀態(tài)，兩端支座豎向位移為-0.3mm，跨中支座豎向位移為-0.4mm。往復荷載階段：1)正向加載時，隔震支座均處于豎向受壓狀態(tài)，最右側支座壓縮變形逐漸減小，其余三個支座壓縮變形均逐漸增大；當頂點位移角達到0.002 8rad時，最右側隔震支座處于臨界提離受拉界限狀態(tài)，支座由受壓向受拉狀態(tài)轉變；隨著頂點位移角的增加，最右側隔震支座處于受拉提離狀態(tài)，當頂點位移角超過0.056 4rad時，豎向壓縮變形由左至右依次增大。2)負向加載時，隔震支座依舊均處于豎向受壓狀態(tài)，豎向壓縮變形由左至右依次增大，上部結構發(fā)生一定程度的剛體轉動；當隔震支座屈服后，最右側隔震支座豎向壓縮變形逐漸減小；當頂點位移角達到0.030 8rad時，最左側隔震支座由受壓向受拉狀態(tài)轉變，隔震支座處于臨界提離受拉界限狀態(tài)；隨著頂點位移角的增加，最右側隔震支座處于受拉提離狀態(tài)，且提離高度隨位移角的增大而增大。

圖11 各隔震支座豎向變形情況

3 結論

對采用套筒漿錨連接的PCSW隔震結構、采用套筒漿錨連接的PCSW抗震結構、傳統(tǒng)現(xiàn)澆剪力墻抗震結構進行擬靜力試驗，得出以下結論：

(1)采用套筒漿錨連接的裝配式雙肢剪力墻試件PCSW-1與現(xiàn)澆整體雙肢剪力墻試件CSW-1的破壞形態(tài)基本相同，均表現(xiàn)出2，1，3層連梁縱筋相繼屈服，其次相應連梁箍筋屈服，然后墻肢邊緣約束豎向鋼筋屈服、受壓區(qū)底部混凝土壓碎的彎剪破壞形態(tài)。試件PCSW-2連梁屈服順序與其他兩個試件不同，為1，2，3層連梁相繼屈服，其破壞形態(tài)同樣為彎剪破壞。

(2)采用套筒漿錨連接的裝配式雙肢剪力墻試件PCSW-1的1，2層墻肢接縫處出現(xiàn)水平貫通裂縫，發(fā)生剪切滑移破壞。由于滑移的因素導致其整體結構耗能增大，滯回曲線較飽滿，其耗能大于現(xiàn)澆整體雙肢剪力墻試件CSW-1。

(3)采用套筒漿錨連接的裝配式雙肢剪力墻隔震試件PCSW-2總耗能遠遠大于試件CSW-1與PCSW-1，隔震層為其主要耗能構件。其破壞模式為1，2，3層連梁縱筋率先屈服，其次相應連梁箍筋屈服。