鋼筋套筒灌漿搭接連接的預(yù)制剪力墻抗震試驗(yàn)

余 瓊， 孫佳秋， 許雪靜， 方永青

(同濟(jì)大學(xué) 結(jié)構(gòu)工程與防災(zāi)研究所，上海 200092)

預(yù)制裝配混凝土結(jié)構(gòu)中鋼筋連接是關(guān)鍵技術(shù)，套筒灌漿對(duì)接接頭是目前應(yīng)用最為廣泛的鋼筋連接方式.

套筒灌漿對(duì)接接頭[1-3]即在對(duì)接的2個(gè)鋼筋外部放置套筒，灌入灌漿料，實(shí)現(xiàn)2根鋼筋的連接，國(guó)家規(guī)范[4]中規(guī)定了其設(shè)計(jì)及施工中的相關(guān)技術(shù)要求.豎向鋼筋采用套筒灌漿對(duì)接連接的預(yù)制剪力墻試驗(yàn)國(guó)外研究進(jìn)行得較早，1995年加拿大的Soudki等[5]就進(jìn)行該種鋼筋連接方式的預(yù)制墻擬靜力試驗(yàn)，國(guó)內(nèi)2011年錢稼茹等[6]、2017年劉香等[7]也進(jìn)行了該種連接方式的預(yù)制墻擬靜力試驗(yàn)，研究結(jié)果都表明預(yù)制墻的剛度、承載力、耗能能力與現(xiàn)澆墻相當(dāng)，預(yù)制墻極限位移角都大于1 /100，套筒漿錨連接能夠有效傳遞豎向鋼筋的應(yīng)力，運(yùn)用于預(yù)制裝配式結(jié)構(gòu)中是可行的.

套筒灌漿對(duì)接接頭優(yōu)點(diǎn)是連接接頭短，但套筒孔徑小，插入鋼筋外壁與套筒內(nèi)壁間隙約為5～6 mm，施工精準(zhǔn)性要求高，灌漿不易密實(shí)；當(dāng)多根鋼筋同時(shí)插入施工時(shí)，難度大，施工質(zhì)量不易保證.

為改善已有鋼筋接頭的施工便利性，筆者于2014年提出具有自主知識(shí)產(chǎn)權(quán)的套筒約束漿錨搭接[8]接頭.該接頭即在2根搭接鋼筋外部放置套筒或4根搭接鋼筋外部放置套筒，并注入灌漿料，實(shí)現(xiàn)鋼筋的連接.該套筒灌漿搭接接頭具有套筒直徑較大、裝配施工便利、造價(jià)低等優(yōu)勢(shì).

2016年筆者進(jìn)行了直徑18 mm一根鋼筋在不同搭接長(zhǎng)度下(6.0d、8.0d、10.0d、12.5d，d為鋼筋直徑)16個(gè)Ⅰ型套筒(內(nèi)徑70 mm、壁厚3 mm)搭接接頭拉伸試驗(yàn)和以搭接長(zhǎng)度(8.0d、10.0d、12.5d)、鋼筋直徑(12 mm～25 mm)為變化參數(shù)的63個(gè)Ⅰ型套筒(內(nèi)徑70 mm、壁厚3 mm)搭接接頭的拉伸試驗(yàn)；2017年，筆者進(jìn)行了20 mm、22 mm、25 mm大直徑鋼筋在不同搭接長(zhǎng)度下(6.0d、8.0d、10.0d、12.5d)36個(gè)Ⅰ型套筒(內(nèi)徑79 mm、壁厚3.5 mm)搭接接頭拉伸試驗(yàn)，結(jié)果表明，試件的破壞形態(tài)有鋼筋與灌漿料間滑移(套筒長(zhǎng)度較短時(shí))和套筒外鋼筋拉斷(套筒長(zhǎng)度較長(zhǎng)時(shí))，鋼筋拉斷的試件力-位移曲線、極限承載力與單根相近.

2016年，筆者進(jìn)行了2根鋼筋的搭接接頭試驗(yàn)，以不同搭接長(zhǎng)度(8.0D、10.0D、12.5D，D為2根鋼筋按面積等效的直徑)、不同鋼筋直徑(12 mm～25 mm)為變化參數(shù)的63個(gè)Ⅲ型套筒(約束4根鋼筋)漿錨搭接接頭拉伸試驗(yàn)，試件破壞形態(tài)為鋼筋與灌漿料間滑移(套筒長(zhǎng)度較短時(shí))和套筒外鋼筋拉斷(套筒長(zhǎng)度較長(zhǎng)時(shí))，Ⅲ型套筒鋼筋拉斷試件極限承載力與2根鋼筋材性試驗(yàn)極限承載力相同.

試驗(yàn)表明，由于套筒約束，搭接接頭承載能力提高，接頭搭接長(zhǎng)度降低.Ⅰ型套筒的長(zhǎng)度可取12.5d、鋼筋直徑小于20 mm的Ⅲ型套筒的長(zhǎng)度可取20.0d均能保證鋼筋拉斷而接頭不發(fā)生破壞.

在先期試驗(yàn)[9]的基礎(chǔ)上，進(jìn)行豎向鋼筋采用Ⅰ、Ⅲ型套筒連接的2片預(yù)制剪力墻和1片現(xiàn)澆剪力墻的擬靜力試驗(yàn)，對(duì)比研究預(yù)制墻與現(xiàn)澆墻的破壞形態(tài)、開裂荷載、位移角、延性、剛度和耗能等性能，并測(cè)量套筒上、下端鋼筋應(yīng)變、套筒的環(huán)向應(yīng)變，以衡量接頭的傳力效果和套筒的工作狀況.

1 剪力墻試驗(yàn)概況

1.1 剪力墻中鋼筋接頭構(gòu)造示意

a 套筒灌漿對(duì)接連接

b Ⅰ型套筒約束漿錨搭接

c Ⅲ型套筒約束漿錨搭接

1.2 剪力墻試驗(yàn)設(shè)計(jì)及制作

1.2.1剪力墻設(shè)計(jì)

3片剪力墻中XW1為現(xiàn)澆墻，YW1、 YW2為預(yù)制墻.試件由試驗(yàn)墻體、墻頂?shù)募虞d梁以及墻底的地梁組成，試驗(yàn)墻體為矩形截面，外形尺寸相同，墻高 2 700 mm、厚200 mm、墻長(zhǎng)1 300 mm，墻高、墻長(zhǎng)分別與實(shí)際工程的層高和窗間墻長(zhǎng)相同，試件立面如圖2所示.加載梁中心至地梁的表面的垂直距離為2 900 mm，墻剪跨比為2.23.

a 剪力墻試件正立面

b 墻體側(cè)立面

Fig.2Specimendimensionsofshearwallpanel(unit:mm)

試件的主要區(qū)別是試驗(yàn)墻體的制作方式以及剪力墻豎向鋼筋與地梁的連接方式，如表1所示.

XW1試件為墻身、加載梁和地梁同時(shí)澆筑形成的整體，全部豎向鋼筋錨固在地梁中，如圖3b所示.YW1為邊緣構(gòu)件、墻身豎向鋼筋采用Ⅰ型套筒與地梁鋼筋搭接連接的全預(yù)制剪力墻，YW2為邊緣構(gòu)件豎向鋼筋采用Ⅲ型套筒、墻身豎向鋼筋采用Ⅰ型套筒與地梁鋼筋搭接連接的全預(yù)制剪力墻.

a XW1試件立面

b YW1試件立面

c YW2試件立面

d XW1試件1—1剖面

e YW1試件2—2剖面

f YW2試件3—3剖面

圖3剪力墻試件配筋

Fig.3Reinforcementofshearwallspecimens

表1試件制作方式及豎向鋼筋連接形式

Tab.1Castingmethodofspecimenandconnectionformofverticalsteelbar

試件編號(hào)制作方式套筒形式邊緣構(gòu)件鋼筋接頭墻身鋼筋接頭XW1現(xiàn)澆YW1預(yù)制Ⅰ型(?60,長(zhǎng)175 mm)Ⅰ型(?70,長(zhǎng)225 mm)YW2預(yù)制Ⅲ型(寬60,長(zhǎng)130,高280 mm)Ⅰ型(?70,長(zhǎng)225 mm)

1.2.2套筒設(shè)計(jì)

套筒詳圖如圖4(圖中所標(biāo)直徑為內(nèi)徑，套筒壁厚為3 mm，采用Q235鋼).在套筒頂部增加1mm鋼蓋板，防止?jié)仓r(shí)混凝土進(jìn)入套筒內(nèi)部；在蓋板邊緣鉆比鋼筋直徑大2 mm的孔，便于預(yù)留鋼筋插入套筒；在距離套筒上、下端的側(cè)壁開設(shè)出漿孔和灌漿孔，內(nèi)徑分別為14、27 mm，出漿孔和灌漿孔的上、下邊緣距套筒的上、下端距離均為20 mm(試驗(yàn)灌漿后發(fā)現(xiàn)出漿孔到套筒邊緣距離20 mm偏大，可縮短為0～5 mm，這樣有利排氣，使套筒灌注密實(shí)).

a Ⅰ型套筒(φ60，邊緣構(gòu)件采用)

b Ⅰ型套筒(φ70，墻身采用)

c Ⅲ型套筒(φ60，邊緣構(gòu)件采用)

1.2.3墻體組裝及灌漿

對(duì)底座、墻體連接處表面進(jìn)行人工鑿毛，底座上對(duì)應(yīng)墻體的兩端各放置一個(gè)厚度20 mm的鋼墊塊，用以預(yù)留墻體與底座間縫隙；在吊裝墻體至底座處，對(duì)于中底座預(yù)留的連接鋼筋與墻身中的套筒，鋼筋插入套筒，完成組裝；剪力墻施工及組裝過(guò)程如圖5a～5d所示.

組裝完成后，采用40 mm厚的方木封堵預(yù)制墻與底座的四周，并用發(fā)泡劑密封，如圖5e，由于筒壁上出漿口比套筒頂部低，為使?jié){液灌注到頂部，在出漿孔上接PVC彎管，再?gòu)募袅Φ撞恐虚g區(qū)段套筒的注漿孔進(jìn)行壓力灌漿，如圖5f，直到所有上部出漿孔都出漿為止.

a 墻體鋼筋綁扎、套筒定位

b 底座結(jié)合面鑿毛

c 墻體結(jié)合面鑿毛

d 剪力墻組裝

e 墻身與底座縫方木封堵

f 出漿孔PVC彎管及壓力灌漿

1.3 試驗(yàn)材料

使用HRB400級(jí)鋼筋，通過(guò)拉伸試驗(yàn)得到基本力學(xué)指標(biāo)見表2.

表2 鋼筋力學(xué)參數(shù)

采用H-40灌漿料，28 d抗壓強(qiáng)度不小于60 MPa.灌漿時(shí)制作6個(gè)40 mm×40 mm×160 mm抗折試塊、3個(gè)150 mm×150 mm×150 mm劈裂抗拉試塊，試塊抗折、抗壓強(qiáng)度均值為10.77 MPa、77.98 MPa，劈裂抗拉強(qiáng)度均值為4.33 MPa，比C80混凝土的抗拉強(qiáng)度標(biāo)準(zhǔn)值3.33 MPa大.試件墻身和底座的混凝土立方體抗壓強(qiáng)度分別為30.9 MPa、42.4 MPa.

1.4 加載制度及測(cè)量?jī)?nèi)容

試驗(yàn)在同濟(jì)大學(xué)結(jié)構(gòu)靜力實(shí)驗(yàn)室進(jìn)行，加載裝置如圖6a所示.軸壓比設(shè)計(jì)值0.26，試驗(yàn)時(shí)施加800 kN的豎向力且試驗(yàn)過(guò)程中保持不變，然后施加往復(fù)水平力，先加推力，為正向，后加拉力，為反向，具體加載制度如圖6b所示，前3級(jí)荷載采用力控制的方式，水平力分別為50 kN、100 kN、150 kN，各循環(huán)一次.隨后采用位移控制方式，分別為4 mm、8 mm、12 mm、16 mm、20 mm、24 mm，其中作動(dòng)器位移為4 mm時(shí)循環(huán)1次，其他位移等級(jí)循環(huán)2次.24 mm之后，每級(jí)位移增加8 mm，直至當(dāng)墻體承載力首次下降至峰值荷載的85%時(shí)，將不再加載.

測(cè)量套筒的橫向應(yīng)變，套筒應(yīng)變片見圖7e、7f，其中應(yīng)變片編號(hào)為奇數(shù)表示應(yīng)變片粘貼的位置距離套筒內(nèi)部的鋼筋較近，偶數(shù)表示較遠(yuǎn).

a 加載裝置

b 加載制度

2 試驗(yàn)結(jié)果與分析

2.1 破壞過(guò)程與破壞形態(tài)

水平位移4 mm時(shí)，XW1墻體右側(cè)根部出現(xiàn)受拉水平裂縫；水平位移16 mm時(shí)，右側(cè)水平裂縫向斜向下約45°延伸，墻體左下角首次出現(xiàn)受壓豎向裂縫；水平位移32 mm時(shí)墻體左下角出現(xiàn)豎向裂縫，在水平位移40 mm時(shí)，墻體右下角混凝土開始剝離、脫落；在水平位移64 mm時(shí)，剪力墻根部混凝土壓碎，墻體達(dá)到極限狀態(tài).

水平位移為8 mm時(shí)，YW1墻體左右兩側(cè)約500 mm高度處各出現(xiàn)1條水平裂縫；水平位移為12 mm時(shí)，原有裂縫向左下方發(fā)展，傾斜約30°；當(dāng)水平位移為32 mm時(shí)，墻體左下角出現(xiàn)受壓豎向裂縫，墻體右下角灌漿層和墻體結(jié)合面開裂；72 mm時(shí)墻體兩側(cè)角部套筒外側(cè)及套筒上方混凝土壓碎，墻體達(dá)到極限狀態(tài).

水平位移為12 mm時(shí)，YW2墻體左右兩側(cè)約300 mm高度處出現(xiàn)水平裂縫；水平位移為16 mm時(shí)，裂縫向中部發(fā)展裂縫呈45°斜向左下方開展；當(dāng)水平位移為32 mm時(shí)墻體右下角灌漿層和墻體結(jié)合面開裂；水平位移為40 mm時(shí)，墻體左下角出現(xiàn)多條豎向裂縫；72 mm時(shí)墻體兩側(cè)角部套筒外側(cè)及套筒上方混凝土壓碎，墻體達(dá)到極限狀態(tài).

a YW1、YW2套筒上方20 mm處鋼筋應(yīng)變片測(cè)點(diǎn)

b YW1、YW2地梁上方490 mm處鋼筋應(yīng)變片測(cè)點(diǎn)

c YW1地梁上方20 mm處鋼筋應(yīng)變片測(cè)點(diǎn)

d YW2地梁上方20 mm處鋼筋應(yīng)變片測(cè)點(diǎn)

e YW1套筒環(huán)向應(yīng)變片測(cè)點(diǎn)

f YW2套筒環(huán)向應(yīng)變片測(cè)點(diǎn)

圖8為XW1、YW1、YW2極限狀態(tài)時(shí)試件破壞示意圖.可見，預(yù)制和現(xiàn)澆墻裂縫發(fā)展規(guī)律基本一致，破壞形態(tài)基本相同，為邊緣構(gòu)件豎向鋼筋受拉屈服、底部混凝土壓碎剝落的壓彎破壞.

不同點(diǎn)在于：①預(yù)制墻的水平裂縫較現(xiàn)澆墻的裂縫延遲出現(xiàn)，主要由于墻體邊緣套筒縱向約束了混凝土應(yīng)變，延遲了混凝土水平開裂；②極限狀態(tài)下墻體根部混凝土破壞情況(見圖9).現(xiàn)澆墻是墻體兩側(cè)根部混凝土壓碎，區(qū)段短，而預(yù)制墻則是套筒上方混凝土首先破壞，隨后套筒外側(cè)混凝土保護(hù)層局部脫落，破壞區(qū)段長(zhǎng)，破壞時(shí)由于套筒區(qū)段水平鋼筋加密，并未出現(xiàn)文獻(xiàn)[6]套筒外混凝土整體脫落現(xiàn)象，僅為套筒外混凝土局部脫落，說(shuō)明采取的措施對(duì)加強(qiáng)套筒與外部的混凝土保護(hù)層黏結(jié)是有效的.試驗(yàn)后鑿開套筒區(qū)段發(fā)現(xiàn)套筒處鋼筋相對(duì)灌漿料并未發(fā)生滑移.

a XW1極限狀態(tài)示意圖

b YW1極限狀態(tài)示意圖

c YW2極限狀態(tài)示意圖

加載位移為32 mm時(shí)XW1與YW1邊緣構(gòu)件豎向裂縫出現(xiàn)，加載位移為40 mm時(shí)YW2邊緣構(gòu)件豎向裂縫出現(xiàn)，可見YW2由于套筒較長(zhǎng)，延遲了受壓區(qū)混凝土豎向裂縫.現(xiàn)澆墻在較小荷載下就出現(xiàn)根部水平裂縫，而預(yù)制墻與底座的結(jié)合面開裂比現(xiàn)澆墻滯后，這是由于預(yù)制墻與底座間的結(jié)合層采用了灌漿料，其抗拉強(qiáng)度可達(dá)C80，具有良好的黏結(jié)性能.

2.2 滯回曲線及耗能能力

試件頂點(diǎn)的水平力-位移滯回曲線如圖10所示.現(xiàn)澆及預(yù)制試件的滯回曲線雖然存在捏攏現(xiàn)象，但包絡(luò)曲線均較為飽滿，具有較好的耗能能力.

剪力墻的耗能能力通常用水平力-位移滯回環(huán)的面積(即耗能E)及等效黏滯阻尼系數(shù)De來(lái)度量.

a XW1

b YW1

c YW2

a XW1

b YW1

c YW2

圖11、12為各墻體能耗、黏滯阻尼系數(shù)情況.墻體的能耗為2次循環(huán)的平均能耗.

圖11 能耗系數(shù)與水平位移關(guān)系

從圖中可以看出：56 mm以前預(yù)制墻的E、De與現(xiàn)澆墻的基本相當(dāng)，56 mm以后現(xiàn)澆墻E增長(zhǎng)變慢，而預(yù)制墻的E幾乎線性增長(zhǎng)；現(xiàn)澆墻De在位移為56 mm后基本不再增加，而預(yù)制墻De增加持續(xù)至72 mm.加載后期，預(yù)制墻的耗能能力好于現(xiàn)澆墻.

圖12 黏滯阻尼系數(shù)與水平位移關(guān)系

表3給出了構(gòu)件極限位移時(shí)E、De對(duì)比，預(yù)制墻的E是現(xiàn)澆墻的1.41～1.43倍，De是現(xiàn)澆墻的1.22～1.27倍，預(yù)制墻極限位移下的耗能能力略大于現(xiàn)澆墻，這是由于本試驗(yàn)中為增強(qiáng)套筒外混凝土的抗脫落能力，在墻體套筒范圍內(nèi)箍筋及水平鋼筋加密，同時(shí)由于套筒的約束，預(yù)制墻體的耗能也會(huì)略有提高.

2.3 承載力

表4列出了墻體的開裂荷載Fcr、屈服荷載Fy和峰值荷載Fp.其中屈服荷載Fy為墻體受拉區(qū)外側(cè)豎向鋼筋達(dá)到屈服應(yīng)變時(shí)墻體承受的水平荷載；峰值荷載Fp為墻體所能承受的最大水平荷載.

表3試件極限位移時(shí)耗能及等效黏滯阻尼系數(shù)

Tab.3Energydissipationandequivalentviscousdampingcoefficientunderultimatedisplacementofthespecimen

試件E預(yù)制與現(xiàn)澆墻E比值De預(yù)制與現(xiàn)澆墻De比值XW118.711.000.131.00YW126.471.410.161.27YW226.751.430.161.22

總之，預(yù)制墻的開裂荷載大于現(xiàn)澆墻，且YW2的開裂荷載最高.這是由于套筒的存在約束了套筒外側(cè)混凝土的豎向變形，YW2的套筒最長(zhǎng)，約束最強(qiáng)，開裂荷載最大.

試驗(yàn)中預(yù)制墻屈服荷載大于現(xiàn)澆墻，預(yù)制墻的極限荷載與現(xiàn)澆墻基本一致，這是由于當(dāng)鋼筋剛屈服時(shí)，受壓區(qū)高度較大，套筒對(duì)壓區(qū)灌漿料有約束作用，使壓區(qū)抗壓能力提高，屈服荷載提高；達(dá)極限荷載時(shí)，隨著中和軸上升，受壓區(qū)高度降低，套筒外混凝土壓壞，套筒對(duì)壓區(qū)承載力無(wú)明顯提高作用，預(yù)制墻的極限荷載與現(xiàn)澆墻基本一致.

表4 試件不同狀態(tài)下水平力對(duì)比

表4列出了試件不同狀態(tài)下水平力對(duì)比，表中給出了參考現(xiàn)行規(guī)范[10-12]計(jì)算得到的壓彎承載力對(duì)應(yīng)的水平力Fpm，計(jì)算公式為

(1)

(2)

參考文獻(xiàn)[12]進(jìn)行開裂荷載計(jì)算.

(3)

(4)

(5)

(6)

2.4 變形及延性

定義頂點(diǎn)位移角θ=Δ/H，其中Δ為作動(dòng)器的水平位移.表5列出了試件開裂位移Δcr與開裂角θcr、屈服位移Δy與屈服角θy、峰值位移Δp與峰值角θp、極限位移Δu與極限角θu，位移延性系數(shù)μ=Δu/Δy.

從表5可知：預(yù)制墻的開裂位移大于現(xiàn)澆墻，這是由于套筒約束了混凝土縱向變形.YW2的套筒最長(zhǎng)，約束作用最大，故YW2的開裂位移最大.

預(yù)制試件的開裂位移角大于1/400，大于現(xiàn)澆墻的1/508，遠(yuǎn)大于《建筑抗震設(shè)計(jì)規(guī)范:GB 50011—2010》[13]中的剪力墻、框剪結(jié)構(gòu)彈性層間位移角限值分別為1/1 000及1/800，說(shuō)明小震作用下，當(dāng)剪力墻結(jié)構(gòu)滿足規(guī)范彈性層間位移角限值時(shí)，預(yù)制墻體尚未開裂，仍處于彈性階段，滿足“小震不壞”的要求.

試驗(yàn)中2片預(yù)制墻的屈服位移、極限位移均大于現(xiàn)澆墻.產(chǎn)生該現(xiàn)象的原因是本試驗(yàn)鋼筋接頭是套筒搭接連接，接頭上、下鋼筋不在一條直線上，較現(xiàn)澆墻中一根鋼筋直接拉拔有著更大的變形.同時(shí)，加密的水平鋼筋及箍筋對(duì)受壓區(qū)混凝土起約束作用，使預(yù)制墻承載力下降更為緩慢，位移也增大.

表5 試件不同狀態(tài)下水平位移及位移角

YW1、YW2的平均極限位移角均為1/41，大于現(xiàn)澆墻的極限位移角1/49，遠(yuǎn)大于《建筑抗震設(shè)計(jì)規(guī)范：GB50011—2010》[13]中的剪力墻、框剪結(jié)構(gòu)在大震作用下的彈塑性位移角限值分別為1/120及1/100.說(shuō)明在大震作用下，當(dāng)剪力墻結(jié)構(gòu)滿足規(guī)范的彈塑性位移角限值時(shí)，墻體尚未達(dá)到極限承載力，滿足“大震不倒”的要求.

預(yù)制墻的極限變形能力大于現(xiàn)澆墻，但由于預(yù)制墻的屈服位移較現(xiàn)澆墻的屈服位移大較多，預(yù)制墻的延性系數(shù)仍然小于現(xiàn)澆墻的延性系數(shù).

2.5 剛度退化

剪力墻剛度用割線剛度Ki來(lái)表示，即往復(fù)荷載作用下每次循環(huán)加載峰值荷載之和除以峰值位移之和，按式(7)計(jì)算.

(7)

式中:|+Fi|、|-Fi|為第i次循環(huán)正向、反向加載時(shí)的峰值荷載絕對(duì)值;|+Δi|、|-Δi|為對(duì)應(yīng)的峰值位移絕對(duì)值.

表6列出各墻體的開裂、屈服、峰值和極限剛度，表中剛度為2次循環(huán)的平均剛度，從表中可以看出預(yù)制墻的開裂和屈服剛度小于現(xiàn)澆墻，峰值和極限剛度與現(xiàn)澆墻基本一致.

表6 試件不同特征點(diǎn)下的割線剛度

圖13為墻體正、反平均剛度退化曲線，可見在位移達(dá)30 mm之前，在相同位移下，預(yù)制墻的剛度較大，但位移超過(guò)30 mm即在屈服荷載后達(dá)極限荷載前，現(xiàn)澆及預(yù)制墻的剛度基本一致.

當(dāng)荷載不大時(shí)，預(yù)制構(gòu)件的剛度小于現(xiàn)澆構(gòu)件，當(dāng)荷載較大時(shí)，兩者基本一致.由于預(yù)制構(gòu)件是二次澆筑的，整體性略差，對(duì)荷載較小時(shí)的剛度、剛度退化影響較大.

圖13 平均剛度退化曲線

3 豎向鋼筋應(yīng)變

由鋼筋材性試驗(yàn)可知鋼筋受拉屈服時(shí)的應(yīng)變?yōu)? 470×10-6，故以下分析時(shí)最大應(yīng)變?nèi)≈? 000×10-6用以分析屈服前鋼筋應(yīng)變隨水平力變化規(guī)律(鋼筋屈服后應(yīng)變規(guī)律性差).應(yīng)變?yōu)檎禃r(shí)，鋼筋受拉；應(yīng)變?yōu)樨?fù)時(shí)，鋼筋受壓.

3.1 YW1、YW2的鋼筋應(yīng)變

3.2 套筒環(huán)向應(yīng)變

圖17為邊緣構(gòu)件內(nèi)Ⅰ、Ⅲ型套筒中部的近鋼筋及遠(yuǎn)鋼筋側(cè)應(yīng)變片環(huán)向應(yīng)變情況.Ⅰ、Ⅲ型套筒在水平荷載較小的情況下，當(dāng)反向加載時(shí)(水平力為負(fù))，套筒處于墻體受拉側(cè)，鋼筋受拉，套筒的環(huán)向應(yīng)變?yōu)檎?；?dāng)正向加載時(shí)(水平力為正)，套筒處于墻體受壓側(cè)，鋼筋受壓，套筒的環(huán)向應(yīng)變?yōu)樨?fù)值.當(dāng)水平荷載接近峰值荷載，正、反向加載時(shí)，套筒橫向應(yīng)變均為正值.

a YW1墻Ⅰ型套筒下方鋼筋應(yīng)變滯回曲線(SG32)

b YW1墻Ⅰ型套筒上方鋼筋應(yīng)變滯回曲線(SG6)

c YW2墻Ⅲ型套筒下方鋼筋應(yīng)變滯回曲線(SG32)

d YW2墻Ⅲ型套筒上方鋼筋應(yīng)變滯回曲線(SG6)

a YW1套筒上方間接搭接鋼筋(SG4)

b YW1套筒下方間接搭接鋼筋(SG35)

c YW2套筒上方間接搭接鋼筋(SG4)

d YW2套筒下方間接搭接鋼筋(SG35)

a YW1間接搭接鋼筋490 mm處(SG12)

b YW1豎向分布鋼筋490 mm處(SG18)

c YW2間接搭接鋼筋490 mm處(SG12)

d YW2豎向分布鋼筋490 mm處(SG18)

a YW1近鋼筋處套筒滯回曲線(SG19)

b YW1遠(yuǎn)離鋼筋處套筒滯回曲線(SG20)

c YW2近鋼筋處套筒滯回曲線(SG21)

d YW2遠(yuǎn)離鋼筋處套筒滯回曲線(SG22)

Ⅰ型套筒的滯回曲線呈“K”型，滯回曲線更飽滿，而Ⅲ型套筒呈傾斜的“L”型.2種套筒遠(yuǎn)離鋼筋處套筒應(yīng)變規(guī)律和臨近鋼筋處套筒應(yīng)變規(guī)律基本一致，但臨近鋼筋位置的應(yīng)變基本上較遠(yuǎn)離鋼筋位置的應(yīng)變更大一些.

表7為峰值狀態(tài)時(shí)墻體受拉側(cè)和受壓側(cè)套筒環(huán)向應(yīng)變及其均值.“-”表示套筒應(yīng)變片已經(jīng)破壞，未測(cè)到數(shù)據(jù).當(dāng)水平荷載接近峰值荷載，無(wú)論套筒處于受拉還是受壓側(cè)，套筒環(huán)向均受拉，即灌漿料體積膨脹.在極限荷載時(shí)，Ⅲ型套筒近鋼筋側(cè)的環(huán)向應(yīng)變接近鋼材的屈服應(yīng)變，其余位置套筒應(yīng)變均較小,為500×10-6.這說(shuō)明套筒工作狀態(tài)良好.

表7 峰值狀態(tài)時(shí)墻體受拉側(cè)和受壓側(cè)套筒環(huán)向應(yīng)變

4 結(jié)論

通過(guò)1片現(xiàn)澆剪力墻和2片縱筋采用Ⅰ與Ⅲ型套筒搭接連接的預(yù)制剪力墻擬靜力對(duì)比試驗(yàn)，得到主要結(jié)論如下，為按本文構(gòu)造方法澆筑的預(yù)制剪力墻提供工程應(yīng)用參考.

(1) 極限狀態(tài)時(shí)預(yù)制和現(xiàn)澆墻體根部混凝土均壓壞，但現(xiàn)澆墻是墻體兩側(cè)根部混凝土壓碎，而預(yù)制墻均是套筒上方混凝土先壓碎，后套筒外側(cè)混凝土保護(hù)層局部脫落而破壞.

(2) 套筒的存在約束了套筒外側(cè)混凝土的豎向變形，預(yù)制墻的開裂荷載、位移均大于現(xiàn)澆墻.

(3) 預(yù)制墻與底座的結(jié)合面開裂均比現(xiàn)澆墻同樣位置開裂滯后，說(shuō)明預(yù)制墻與底座間的灌漿料結(jié)合層具有良好的黏結(jié)性能.

(4) 預(yù)制墻的開裂位移角均大于1/800，極限位移角均大于1/100，說(shuō)明本文構(gòu)造方法澆筑的預(yù)制墻滿足規(guī)范位移角要求，在彈性階段，預(yù)制墻尚未開裂；在彈塑性階段，預(yù)制墻尚未達(dá)到極限承載力，與現(xiàn)澆墻相同.

(5) 預(yù)制墻屈服荷載大于現(xiàn)澆墻，極限荷載與現(xiàn)澆墻一致, 預(yù)制墻承載力計(jì)算可按現(xiàn)行規(guī)范進(jìn)行.

(6) 預(yù)制墻的剛度、延性系數(shù)小于現(xiàn)澆墻.

(7) 由于套筒區(qū)域邊緣構(gòu)件箍筋及墻身水平鋼筋加密，預(yù)制墻耗能能力略優(yōu)于現(xiàn)澆墻.

(8) 2片預(yù)制墻中Ⅰ型和Ⅲ型套筒上、下方鋼筋應(yīng)變變化趨勢(shì)基本一致，說(shuō)明本文套筒能夠很好地傳遞豎向鋼筋的應(yīng)力.

(9) 在極限荷載作用下，無(wú)論套筒處于墻體受拉側(cè)還是受壓側(cè)，套筒環(huán)向均受拉，但拉應(yīng)變基本小于鋼材屈服應(yīng)變.