豎向鋼筋混合連接預(yù)制剪力墻抗震性能試驗(yàn)

李瀟然，趙作周，錢稼茹，劉時偉，何 樂，韓興運(yùn)

(1.土木工程安全與耐久教育部重點(diǎn)實(shí)驗(yàn)室(清華大學(xué))，北京 100084；2.內(nèi)蒙古蒙西筑工科建有限公司，內(nèi)蒙古 烏海 016000)

預(yù)制剪力墻豎向鋼筋連接是裝配整體式剪力墻結(jié)構(gòu)的關(guān)鍵技術(shù)之一.目前，豎向鋼筋連接方法主要包括套筒灌漿連接[1-3]、漿錨搭接連接[4-6]、搭接連接[7-9]、環(huán)筋扣合連接[10-11]、套筒擠壓連接[12]和螺栓連接[13]等，這些連接方法已經(jīng)在工程中得到應(yīng)用.本文研究的預(yù)制剪力墻豎向鋼筋的連接方法，為新型混合連接.新型混合連接是指：邊緣構(gòu)件豎向鋼筋直徑大，采用復(fù)合直螺紋套筒連接[14](圖1(a))；豎向分布鋼筋直徑小，采用環(huán)筋扣合連接[10,15](圖1(b)).與目前工程中用得比較多的鋼筋套筒灌漿連接相比，混合連接對邊緣構(gòu)件豎向鋼筋位置的精度要求高，對豎向分布鋼筋位置的精度要求相對比較低；套筒灌漿連接對邊緣構(gòu)件豎向鋼筋位置和豎向分布鋼筋位置的精度要求都比較高；包括施工安裝的綜合成本，相同直徑鋼筋的復(fù)合直螺紋套筒連接低于套筒灌漿連接；環(huán)筋扣合連接的成本遠(yuǎn)低于套筒灌漿連接的成本.混合連接有一定的優(yōu)勢.目前已用于內(nèi)蒙古烏海的裝配式住宅建筑.

當(dāng)前，預(yù)制剪力墻的頂面、底面與左右端面一般為水洗面即露骨料粗糙面，以加強(qiáng)預(yù)制墻與后澆混凝土的整體性.水洗沖刷混凝土表面不但耗費(fèi)水資源，而且污染環(huán)境.本文采用通長抗剪槽代替粗糙面，抗剪槽剖面見圖2.

圖1 預(yù)制剪力墻豎向鋼筋混合連接方法示意

圖2 抗剪槽剖面圖(mm)

對于豎向鋼筋采用新型混合連接、端面設(shè)置通長抗剪槽的預(yù)制剪力墻的抗震性能，目前尚未見相關(guān)試驗(yàn)研究報道.據(jù)于此，本文作者進(jìn)行了2個預(yù)制剪力墻試件以及1個對比現(xiàn)澆剪力墻試件的擬靜力試驗(yàn)，研究其抗震性能，為工程應(yīng)用提供依據(jù).

1 試驗(yàn)概況

1.1 試件設(shè)計

3個剪力墻試件的編號分別為SW1、SW2、SW3，試件由加載頂梁、墻體和地梁組成，墻體尺寸均為1.6 m×2.9 m×0.2 m(長×高×厚).SW1為現(xiàn)澆墻試件.SW2和SW3為預(yù)制墻試件，墻體底部與地梁之間設(shè)置高180 mm的后澆水平接縫，豎向鋼筋在水平接縫內(nèi)連接，SW3還設(shè)置寬250 mm的后澆豎向接縫，連接2片預(yù)制墻，豎向接縫偏墻體一端.圖3為試件立面示意圖.

圖3 試件立面示意

表1 試件配筋

圖4 試件配筋圖(mm)

1.2 材料強(qiáng)度

試件墻體與頂梁混凝土設(shè)計強(qiáng)度等級為C30，地梁混凝土設(shè)計強(qiáng)度等級為C50.

現(xiàn)澆墻試件SW1墻體混凝土一次澆注，預(yù)制墻試件SW2及SW3先澆注預(yù)制部分混凝土，達(dá)到一定強(qiáng)度后澆注水平接縫及豎向接縫混凝土.表2列出了墻體實(shí)測混凝土立方體抗壓強(qiáng)度fcu.m，為3個150 mm立方體試塊抗壓強(qiáng)度平均值.表2中的“平均”為基于預(yù)制與后澆混凝土體積比例加權(quán)計算得到的墻體混凝土立方體抗壓強(qiáng)度平均值.

表2 墻體混凝土強(qiáng)度及施加的豎向力

試件采用HRB400鋼筋.實(shí)測鋼筋屈服強(qiáng)度fy.m及極限強(qiáng)度fu.m見表3，為3根鋼筋材性實(shí)測值的平均值.

表3 鋼筋強(qiáng)度實(shí)測值

1.3 量測內(nèi)容及測點(diǎn)布置

試驗(yàn)量測內(nèi)容包括：軸壓力，水平力，墻體水平位移，結(jié)合面的錯動與裂縫寬度，地梁的水平滑移與抬起(水平滑移與抬起實(shí)測值很小，已在試件位移中處理)，復(fù)合直螺紋套筒上下鋼筋應(yīng)變，環(huán)筋扣合連接上下端鋼筋應(yīng)變，沿45°方向水平鋼筋應(yīng)變，以及墻體位移場.軸壓力和水平力采用力傳感器量測，水平位移、錯動與裂縫寬度采用位移計量測，鋼筋應(yīng)變采用應(yīng)變片量測，墻體位移場采用攝影量測.試驗(yàn)中記錄試件損壞情況.

圖5為試件SW3測點(diǎn)布置圖，其他試件測點(diǎn)布置類似.圖5(a)中，D1～D5量測墻體水平位移，DL1～DL6和DR1～DR6量測豎向和水平結(jié)合面的錯動與裂縫寬度，DD1～DD3量測地梁水平滑移與抬起.

圖5 試件SW3測點(diǎn)布置(mm)

1.4 加載裝置及加載制度

圖6為試驗(yàn)加載裝置示意.試件地梁固定在實(shí)驗(yàn)室剛性臺座上.采用1個2 500 kN的豎向千斤頂施加豎向力，豎向千斤頂與反力架之間設(shè)置減摩滑板，豎向千斤頂隨試件頂部水平往復(fù)移動，且垂直于剛性臺座.采用1個1 500 kN的水平千斤頂沿加載梁中心線施加往復(fù)水平力，水平力加載點(diǎn)距墻底截面為3 050 mm，試件剪跨比3 050/1 600=1.91.

試驗(yàn)方法為在恒定豎向力作用下施加往復(fù)水平力(水平位移)的擬靜力試驗(yàn).首先施加豎向力到設(shè)定值，然后施加往復(fù)水平力，由圖5所示位移計D1的實(shí)測試件頂點(diǎn)水平位移控制水平加載.位移角θ(位移計D1實(shí)測試件頂點(diǎn)水平位移與測點(diǎn)高度3 050 mm的比值)為1/2 000、1/1 000、1/660和1/500時，各往復(fù)加載1次；位移角θ為1/300、1/200、1/150、1/100、1/75和1/60時，各往復(fù)加載3次.同一往復(fù)加載時，先施加水平推力，為正向加載，以(+)表示，后施加水平拉力，為反向加載，以(-)表示.施加的豎向力N=nAfc，n為試件軸壓比設(shè)計值，A為墻體截面面積，fc為C30的軸心抗壓強(qiáng)度設(shè)計值14.3 N/mm2，N、n列于表2.

圖6 試驗(yàn)加載裝置示意

2 破壞過程及破壞形態(tài)

預(yù)制墻試件SW2破壞過程如下.θ=1/1 000級時，墻體兩端底部出現(xiàn)細(xì)微水平裂縫；θ=1/500級時，墻體180～1 000 mm高度范圍內(nèi)出現(xiàn)多道水平裂縫，靠近底部的水平裂縫發(fā)展為斜裂縫，預(yù)制墻與水平接縫的結(jié)合面開裂，結(jié)合面端的裂縫最大寬度為0.2 mm，斜裂縫最大寬度為0.15 mm；θ=1/300級時，底部最外邊緣受拉豎向鋼筋屈服，兩端均有多道水平裂縫發(fā)展為斜裂縫，墻體底部多道斜裂縫交叉，水平裂縫最大寬度為0.25 mm；θ=1/200級時，墻體中部出現(xiàn)多道斜裂縫，原有裂縫延伸，結(jié)合面端的裂縫最大寬度為0.4 mm；θ=1/150級時，水平裂縫和斜裂縫增加，多道斜裂縫交叉，水平結(jié)合面錯動，斜裂縫最大寬度0.5 mm，結(jié)合面裂縫最大寬度2 mm；θ=1/100級時，水平力達(dá)到峰值，隨后下降，墻體端部混凝土掉渣，水平結(jié)合面裂縫最大寬度約3 mm(墻體沒有安裝位移計的正面的裂縫寬度，采用裂縫卡測量)，斜裂縫最大寬度0.45 mm；θ=1/75級時，墻體兩端受壓區(qū)混凝土壓碎，混凝土脫落，底部豎向鋼筋外露；θ=1/60級時，水平力下降較快，墻體底部破壞嚴(yán)重，試驗(yàn)結(jié)束.檢查套筒，沒有可見裂紋，連接鋼筋未發(fā)生滑移.

現(xiàn)澆墻試件SW1、預(yù)制墻試件SW3的破壞過程與SW2大體相同.3個試件的破壞形態(tài)相同，都是正截面受壓破壞.圖7為位移角1/300、1/100及1/75時墻體裂縫分布圖.

圖7 墻體裂縫分布

3 試驗(yàn)結(jié)果及分析

3.1 滯回曲線和骨架曲線

試件水平力F-頂點(diǎn)位移Δ(位移角θ)滯回曲線、水平力-頂點(diǎn)位移(位移角)骨架曲線分別見圖8、9.

結(jié)果表明：當(dāng)θ=1/300級之前，試件的水平力-位移(位移角)骨架曲線趨近于直線，滯回曲線包圍面積較??；隨頂點(diǎn)位移增大，墻體進(jìn)入彈塑性階段，卸載后有較大殘余變形；峰值點(diǎn)后，骨架曲線下降比較平緩，滯回曲線都有一定程度的捏攏，重復(fù)加載時，承載力有明顯的退化；在θ=1/75級之前，預(yù)制墻試件SW2與現(xiàn)澆墻試件SW1的滯回曲線形狀接近、骨架曲線基本重合.

圖8 試件水平力F-頂點(diǎn)位移Δ(位移角θ)滯回曲線

圖9 試件水平力F-頂點(diǎn)位移 Δ(位移角θ)骨架曲線

3.2 承載能力

采用現(xiàn)行行業(yè)標(biāo)準(zhǔn)[16]現(xiàn)澆剪力墻的有關(guān)公式及實(shí)測混凝土和鋼筋強(qiáng)度，計算剪力墻試件在豎向力作用下的偏心受壓承載力對應(yīng)的彎矩MF和受剪承載力FS，將MF換算為作用在墻頂?shù)乃搅F，F(xiàn)F=MF/H，H為水平千斤頂中心線高度，H=3 050 mm，F(xiàn)F、FS列于表4.名義屈服水平力試驗(yàn)值Fy、峰值水平力試驗(yàn)值Fp以及Fp與FF的比值也列于表4.名義屈服點(diǎn)采用能量法[17]由試件水平力-頂點(diǎn)位移骨架曲線確定，對應(yīng)的水平力即為名義屈服水平力試驗(yàn)值.

結(jié)果表明：試件的FS大于FF，表明試件設(shè)計滿足強(qiáng)剪弱彎；現(xiàn)澆墻試件SW1的Fp與FF的比值為1.13，相同尺寸、相同配筋預(yù)制墻試件SW2的Fp與FF的比值為1.17，豎向接縫偏于一端的預(yù)制墻試件SW3的Fp與FF的比值為1.20，預(yù)制墻可按現(xiàn)行行業(yè)標(biāo)準(zhǔn)現(xiàn)澆剪力墻相關(guān)公式計算其正截面受壓承載力.

3.3 變形能力

試件名義屈服、峰值、極限時的頂點(diǎn)水平位移Δ和位移角θ，以及頂點(diǎn)水平位移延性系數(shù)μΔ列于表4.定義水平力下降至峰值水平力85%的點(diǎn)為極限點(diǎn)，對應(yīng)的水平位移即為極限水平位移Δu；位移延性系數(shù)μΔ=Δu/Δy.

結(jié)果表明：3個試件的名義屈服位移角及峰值位移角分別接近，分別小于1/300及小于1/100；2個預(yù)制墻試件的極限位移角大于1/80，變形能力滿足現(xiàn)澆剪力墻結(jié)構(gòu)彈塑性層間位移角1/120的要求.

表4 試件不同狀態(tài)時水平力、變形試驗(yàn)值以及承載力計算值

3.4 墻體變形

圖10為基于攝影測量的試件SW1及SW2位移角θ=1/100時的墻體變形圖(變形放大10倍).

結(jié)果表明：試件SW2與SW1墻體變形接近，預(yù)制墻與現(xiàn)澆墻變形特征類似；峰值前(峰值位移角小于1/100)，截面豎向變形基本滿足平截面假定；墻體底部為彎曲變形，上部近似剛體轉(zhuǎn)動，變形主要在底部.

圖10 位移角1/100時墻體變形圖

3.5 剛度退化

采用平均割線剛度K作為試件不同水平位移角時的剛度，K=|F|/|Δ|，F(xiàn)與Δ分別為每一級目標(biāo)值的水平力與頂點(diǎn)位移.圖11為試件位移角θ-剛度K曲線.以θ=1/2 000的剛度為彈性剛度K0，定義剛度退化系數(shù)γ=K/K0，位移角1/300、1/100、1/75時的退化系數(shù)γ見表5.

圖11 試件位移角(θ)-剛度(K)曲線

表5 試件彈性剛度K0及剛度退化系數(shù)γ

結(jié)果表明：試件SW2與試件SW1的位移角-剛度曲線及剛度退化系數(shù)接近，軸壓比大的預(yù)制墻試件SW3的彈性剛度及剛度退化系數(shù)大于軸壓比小的預(yù)制墻試件SW2，相同位移角時，試件SW3的剛度大于試件SW2.

3.6 耗能能力

采用累積滯回耗能E度量試件的耗能能力.試件某一位移角的累積耗能為該位移角及小于該位移角的F-Δ滯回曲線所包圍的面積之和.圖12為試件的位移角θ-累積滯回耗能E曲線.

圖12 試件位移角(θ)-累積滯回耗能(E)曲線

結(jié)果表明：試件SW2與SW1的累積耗能能力接近，軸壓比大的試件SW3的耗能能力大于軸壓比小的試件SW1和SW2.

3.7 結(jié)合面性能

峰值前，試件預(yù)制墻與水平接縫的水平結(jié)合面、預(yù)制墻與豎向接縫的豎向結(jié)合面均出現(xiàn)開裂、錯動.圖13、14分別為試件SW2和SW3位移角不大于1/100時頂點(diǎn)位移角θ-結(jié)合面裂縫寬度δ1、錯動δ2關(guān)系曲線.

結(jié)果表明：位移角1/100時，試件SW2水平結(jié)合面最大裂縫寬度為4.21 mm(墻體安裝位移計的背面的裂縫寬度，采用位移計測量)，最大錯動為0.37 mm；試件SW3水平結(jié)合面最大裂縫寬度為2.78 mm、最大錯動為0.11 mm，豎向結(jié)合面最大裂縫寬度為0.34 mm、最大錯動為0.45 mm.預(yù)制墻試件水平結(jié)合面錯動、豎向結(jié)合面裂縫寬度及錯動均很小，試件墻體在峰值前有很好的整體性.

3.8 鋼筋應(yīng)變

圖15為試件SW2同一套筒、環(huán)筋扣合連接的上下鋼筋水平力-應(yīng)變滯回曲線與骨架曲線.

結(jié)果表明：鋼筋屈服前，套筒連接的上下鋼筋應(yīng)變、環(huán)筋扣合連接的上下環(huán)筋應(yīng)變變化趨勢分別一致，同一加載級的上下鋼筋應(yīng)變大小接近；鋼筋屈服后，鋼筋應(yīng)變迅速增大，上下鋼筋應(yīng)變有一定差別；總體上，復(fù)合直螺紋套筒連接及環(huán)筋扣合連接能有效地傳遞鋼筋應(yīng)力.

圖13 試件SW2位移角(θ)-水平結(jié)合面裂縫寬度(δ1)、錯動(δ2)曲線

圖14 試件SW3位移角(θ)-結(jié)合面裂縫寬度(δ1)、錯動(δ2)曲線

圖15 試件SW2水平力(F)-豎向鋼筋應(yīng)變(ε)曲線

4 結(jié) 論

1)邊緣構(gòu)件豎向鋼筋復(fù)合直螺紋套筒連接、豎向分布鋼筋環(huán)筋扣合連接、預(yù)制墻端面為抗剪槽的預(yù)制剪力墻試件的破壞形態(tài)與設(shè)計預(yù)期一致，為正截面受壓破壞，試驗(yàn)結(jié)束時，復(fù)合直螺紋套筒無可見裂紋，套筒連接的鋼筋未發(fā)生滑移.

2)預(yù)制墻試件與現(xiàn)澆墻試件的頂點(diǎn)水平力-水平位移滯回曲線形狀基本相同、骨架曲線基本重合，兩者位移角-剛度曲線、位移角-累積滯回耗能曲線也分別基本重合，兩者抗震性能基本相同，預(yù)制剪力墻的抗震性能滿足現(xiàn)行規(guī)范要求.

3)位移角不大于1/100時，預(yù)制墻試件與現(xiàn)澆墻試件墻體變形基本一致，截面豎向變形基本符合平截面假定，預(yù)制墻試件的水平結(jié)合面錯動、豎向結(jié)合面裂縫寬度及錯動均小于0.5 mm，預(yù)制墻墻體在峰值前有很好的整體性.

4)預(yù)制墻試件的正截面受壓承載力不小于現(xiàn)行行業(yè)規(guī)程計算值的1.1倍，可按現(xiàn)行行業(yè)標(biāo)準(zhǔn)現(xiàn)澆剪力墻的相關(guān)公式計算預(yù)制墻的正截面受壓承載力.

5)復(fù)合直螺紋套筒連接、環(huán)筋扣合連接能分別有效傳遞預(yù)制剪力墻邊緣構(gòu)件豎向鋼筋和豎向分布鋼筋的拉、壓力.