不同豎向鋼筋連接方式對裝配式剪力墻抗震性能的影響*

秦 鵬，龔江煒，嚴(yán) 濤，易偉建

(湖南大學(xué)土木工程學(xué)院， 長沙 410082)

0 引言

在節(jié)能、環(huán)保以及可持續(xù)發(fā)展的大環(huán)境下，“建筑工業(yè)化”已是未來建筑業(yè)發(fā)展的大趨勢，近些年來，我國也出臺了諸多政策推廣裝配式建筑。剪力墻作為一種抗震性能良好的結(jié)構(gòu)形式，在我國應(yīng)用十分廣泛，而對于預(yù)制裝配式剪力墻抗震性能的研究目前仍然比較匱乏。因此，對預(yù)制裝配式剪力墻抗震性能的研究已成為國內(nèi)外裝配式建筑領(lǐng)域的熱點(diǎn)問題[1]。

鋼筋的有效連接是結(jié)構(gòu)抗震性能的重要保障。近年來，國內(nèi)外有關(guān)專家學(xué)者對預(yù)制裝配式剪力墻豎向鋼筋的連接形式做出了相關(guān)研究。陳云鋼等[2]通過設(shè)置不同的鋼筋直徑、波紋管直徑和混凝土強(qiáng)度等級等變量，設(shè)計(jì)了9組對比構(gòu)件進(jìn)行試驗(yàn)分析，結(jié)果顯示：構(gòu)件的破壞形式都表現(xiàn)為鋼筋被拉斷，因此波紋管漿錨搭接可以有效傳遞鋼筋應(yīng)力；余志武[3]等通過不同型號鋼筋和埋深設(shè)計(jì)了3組采用U型套箍連接的試件進(jìn)行試驗(yàn)研究，試驗(yàn)結(jié)果表明：U型套箍埋深較深時(shí)，具有良好的連接性能，試件的主要破壞形態(tài)表現(xiàn)為鋼筋的拉斷；Pekau，Soudki，Oliva等[4-6]對裝配式剪力墻開展深入研究，給出了水平接縫的抗剪機(jī)理和設(shè)計(jì)建議；錢稼茹、郭正興、姜洪斌等[7-10]對裝配式剪力墻開展抗震性能研究，著重研究了灌漿套筒連接方式和改進(jìn)后的預(yù)留孔洞漿錨搭接連接方式，驗(yàn)證這兩種連接方式的可靠性，并且提出相應(yīng)的理論公式。

為了進(jìn)一步研究采用了不同的豎向鋼筋連接方法的預(yù)制裝配式剪力墻抗震性能，本文進(jìn)行了3片剪力墻的低周往復(fù)荷載試驗(yàn)，其中1片為現(xiàn)澆剪力墻，其余2片為預(yù)制剪力墻，豎向分布鋼筋采用單排的形式連接。

1 試驗(yàn)概況

1.1 試件制作與設(shè)計(jì)

3個(gè)試件編號為SJ-1～SJ-3，各試件均由加載梁、地梁和剪力墻組成。根據(jù)湖南大學(xué)土木工程學(xué)院結(jié)構(gòu)損傷重點(diǎn)實(shí)驗(yàn)室的實(shí)際具體情況，3個(gè)試件均采用1.54∶1的比例進(jìn)行縮尺，加載點(diǎn)距墻底1 970mm，試件剪跨比為1.52，圖1為試件尺寸示意圖。

圖1 試件尺寸

圖2 試件SJ-1配筋圖

圖3 試件SJ-2配筋圖

根據(jù)制作方法以及豎向鋼筋的連接方式的不同，澆筑了3個(gè)試件(表1)?，F(xiàn)澆剪力墻試件SJ-1采用整體澆筑的加工方法，墻體豎向鋼筋與地梁錨固。試件SJ-2，SJ-3為墻體預(yù)制，地梁單獨(dú)澆筑。試件邊緣構(gòu)件里的豎向鋼筋與地梁分別通過鍍鋅波紋管以及U型套箍進(jìn)行連接。

圖4 試件SJ-3配筋圖

墻體加工方法、豎向鋼筋和地梁連接方式 表1

3個(gè)試件的混凝土立方體抗壓強(qiáng)度值fcu分別為30.1,31.8,28.3MPa，灌漿料的立方體抗壓強(qiáng)度值為67.3MPa，試件SJ-3中U型套箍連接部位現(xiàn)澆混凝土立方體抗壓強(qiáng)度值為33.7MPa。表2給出鋼筋的強(qiáng)度實(shí)測值，該實(shí)測值為通過對3根長500mm

鋼筋強(qiáng)度實(shí)測值 表2

的鋼筋進(jìn)行材性試驗(yàn)取得的平均值。

1.2 加載制度

本次試驗(yàn)在湖南大學(xué)土木工程學(xué)院結(jié)構(gòu)實(shí)驗(yàn)室完成，反力裝置采用實(shí)驗(yàn)室反力鋼架，利用100t千斤頂保持恒定的軸壓比，通過放置在千斤頂上部的力傳感器控制。豎向荷載通過分配梁作用于鋼板上，再通過600kN作動器施加于加載梁左端，進(jìn)行低周往復(fù)加載試驗(yàn)。為了防止試驗(yàn)過程中試件發(fā)生水平方向的側(cè)移，在試件的一側(cè)設(shè)置有與地槽通過螺栓固定的鋼梁，在另一側(cè)通過千斤頂頂緊；同時(shí)為了維持試件平面外的穩(wěn)定，在試件兩側(cè)設(shè)計(jì)了龍門架來限制平面外的位移，圖5為試驗(yàn)裝置。

圖5 試驗(yàn)裝置

首先在豎向荷載加載時(shí)采用1 000kN液壓千斤頂將軸壓比nd全程控制在0.25左右，然后施加低周反復(fù)荷載。本次試驗(yàn)采用《建筑抗震設(shè)計(jì)規(guī)范》(GB 50011—2010)[11]中推薦的力-位移控制法。屈服前使用荷載進(jìn)行控制，每級循環(huán)1次；屈服后采用屈服位移倍數(shù)為變量控制，每級位移循環(huán)2次。試驗(yàn)規(guī)定作動器產(chǎn)生推力為正方向，拉力為反方向。

2 破壞過程及破壞形態(tài)

2.1 試件SJ-1

當(dāng)試驗(yàn)水平推力(正向荷載)達(dá)到173.6kN左右時(shí)，墻體受拉側(cè)距底部500mm的位置出現(xiàn)多條水平裂縫，裂縫長度最長處約為100mm，認(rèn)為已經(jīng)進(jìn)入開裂階段；隨著水平方向荷載的持續(xù)增加，原有的水平方向裂縫開始斜向開展，同時(shí)產(chǎn)生新的斜向裂縫；水平正、反向荷載分別達(dá)到231.2kN和239.6kN左右時(shí)，受拉側(cè)縱向鋼筋屈服，進(jìn)入位移控制的階段；隨著水平位移的增長，很少出現(xiàn)新的裂縫，斜裂縫繼續(xù)斜向發(fā)展、寬度繼續(xù)增加；當(dāng)正、反向位移達(dá)到23.9,22.7mm附近時(shí)，墻底500mm范圍內(nèi)產(chǎn)生一條主斜裂縫，裂縫寬度約為8mm，此時(shí)認(rèn)為試件達(dá)到極限承載力。隨著加載的繼續(xù)，承載力持續(xù)下降，當(dāng)下降到極限承載力的85%時(shí)，試驗(yàn)結(jié)束，此時(shí)水平正向位移為27.8mm。試件裂縫開展及墻角破壞見圖6(a),(d)。

圖6 試件破壞形態(tài)及裂縫分布

2.2 試件SJ-2

當(dāng)試驗(yàn)水平推力(正向荷載)達(dá)到184.6kN左右時(shí)，墻角和底座之間出現(xiàn)多條水平方向裂縫，認(rèn)為試件開始進(jìn)入開裂階段；繼續(xù)增加水平荷載時(shí)，接縫處水平裂縫繼續(xù)向墻內(nèi)開展，當(dāng)水平正、反向荷載達(dá)到238.2，247.6kN左右時(shí)，墻體原來部分水平裂縫開始斜向延伸，同時(shí)構(gòu)件受拉側(cè)預(yù)埋在地梁中的豎向鋼筋屈服；開始位移控制加載，當(dāng)正向位移達(dá)到15.1mm附近時(shí)，墻體角部側(cè)面混凝土剝落；當(dāng)作動器施加的正、反向水平荷載分別達(dá)到415.3，403.9kN，墻體角部混凝土壓潰剝落，此時(shí)試件達(dá)到峰值荷載值；當(dāng)水平推力(正向荷載)下降至349kN，試件達(dá)到極限位移值，試驗(yàn)結(jié)束，此時(shí)水平正向位移為34.8mm，試件裂縫開展及墻角破壞見圖6(b),(e)。

2.3 試件SJ-3

當(dāng)試驗(yàn)水平推力(正向荷載)為178.6kN左右時(shí)， U型套箍連接部位的混凝土開始出現(xiàn)水平裂縫，試件進(jìn)入開裂階段；繼續(xù)增加水平方向荷載時(shí)，墻體中上部開始出現(xiàn)新的裂縫，而原來的水平方向裂縫已經(jīng)開始斜向開展，當(dāng)水平正向荷載達(dá)到245.2kN時(shí)，受拉側(cè)預(yù)埋于地梁中的豎向鋼筋達(dá)到屈服；開始位移控制加載，水平正向位移達(dá)到17.2mm時(shí)，試件U型套箍連接區(qū)域混凝土剝落；當(dāng)作動器施加的正、反向水平荷載分別達(dá)到395.5，397.2kN，墻角混凝土壓潰剝落，此時(shí)試件達(dá)到峰值荷載值；當(dāng)水平推力(正向荷載)下降至331.1kN，試件達(dá)到極限位移值，試驗(yàn)結(jié)束，此時(shí)水平正向位移為34.5mm，試件裂縫開展及墻角破壞見圖6(c),(f)。

3 試驗(yàn)分析

3.1 滯回曲線和骨架曲線

圖7為各試件的滯回曲線與骨架曲線對比圖，由圖7可知：

圖7 試件滯回曲線與骨架曲線

(1) 試件SJ-2，SJ-3與試件SJ-1相比，滯回曲線飽滿程度良好，捏攏現(xiàn)象不明顯，同時(shí)極限荷載值以及峰值位移值皆高于試件SJ-1，說明鍍鋅波紋管漿錨搭接和U型套箍搭接這兩種鋼筋連接形式性能良好。

(2) 試件SJ-2和試件SJ-3比較，滯回環(huán)都比較飽滿，耗能能力相近，其極限荷載值與極限位移值都很接近，說明邊緣構(gòu)件內(nèi)是否采用U型套箍搭接的形式對滯回曲線沒有明顯的影響。

(3) 在試驗(yàn)初始階段，試件SJ-1～SJ-3的骨架曲線的變化趨勢基本相同，隨著側(cè)向位移的增加，試件SJ-2，SJ-3的曲線發(fā)展趨勢與試件SJ-1基本保持一致，在試驗(yàn)后期都出現(xiàn)下降段，說明豎向鋼筋采用鍍鋅波紋管漿錨搭接形式和采用U型套箍搭接形式可以很好地傳遞鋼筋應(yīng)力。

3.2 耗能能力

《建筑抗震試驗(yàn)方法規(guī)程》(JGJ 101—96)[12]提出使用耗能系數(shù)E來體現(xiàn)試件的耗能能力。圖8給出了試件耗能-側(cè)向位移曲線，圖9給出了試件等效黏滯阻尼系數(shù)he-側(cè)向位移曲線。由圖8,9可知，加載初期，試件SJ-2和SJ-3的耗能能力強(qiáng)于試件SJ-1，當(dāng)水平位移達(dá)到15mm左右以后，試件SJ-1等效黏滯阻尼系數(shù)he增長速率顯著增大，而試件SJ-2和SJ-3的等效黏滯阻尼系數(shù)he的增長速率放緩；隨著側(cè)向位移的增加，試件SJ-2和SJ-3的耗能逐漸低于試件SJ-1，這是因?yàn)樵嚰J-2和SJ-3有更高的墻體配筋率，其墻體裂縫沒能充分開展。

圖8 耗能系數(shù)曲線

圖9 等效粘滯阻尼系數(shù)曲線

3.3 變形能力

表3給出了各試件的屈服位移Δy、極限位移Δu和位移延性系數(shù)μΔ，其中Δy為試件邊緣構(gòu)件最外側(cè)豎向鋼筋屈服時(shí)加載點(diǎn)的水平位移，Δu為試件破壞時(shí)加載點(diǎn)的位移，位移延性系數(shù)表達(dá)式為μΔ=Δu/Δy。結(jié)果顯示，試件SJ-2和SJ-3的平均極限位移角θu分別為1/57，1/58，均大于試件SJ-1且均滿足規(guī)范設(shè)計(jì)限值1/100[11]；而試件SJ-2，SJ-3的位移延性系數(shù)也都高于試件SJ-1，其中試件SJ-2的位移延性系數(shù)大于4，試件SJ-3的位移延性系數(shù)略低于4，說明試件SJ-2和SJ-3具有良好的變形性能。

試件SJ-1～SJ-3的變形能力 表3

3.4 承載能力

表4給出了各試件的開裂水平荷載Pcr、屈服水平荷載Py、峰值水平荷載Pp。從表中可得，預(yù)制剪力墻試件SJ-2，SJ-3屈服前的開裂荷載和屈服荷載與現(xiàn)澆剪力墻試件SJ-1相近，說明通過鍍鋅波紋管以及U型套箍兩種搭接方式均可以有效地將構(gòu)件連為整體；同時(shí)表中給出了按《混凝土結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)規(guī)范》(GB 50010—2010)計(jì)算其承載力相應(yīng)的水平荷載Pm，與之相比，試件SJ-2，SJ-3的峰值水平荷載分別為該計(jì)算值的1.14倍和1.1倍，且均大于試件SJ-1的峰值水平荷載。

試件SJ-1～SJ-3各主要階段荷載/kN 表4

3.5 剛度

等效剛度Ki的定義為往復(fù)水平作用力下每循環(huán)一次時(shí)最大位移的割線剛度[12]，其計(jì)算公式為：Ki=(|Fi|+|-Fi|)/(|Δi|+|-Δi|)，式中Fi為第i次循環(huán)往復(fù)時(shí)對應(yīng)的最大荷載，Δi為第i次循環(huán)往復(fù)時(shí)對應(yīng)的最大位移。圖10為各試件的剛度退化曲線圖，表5為各試件在各主要階段的等效剛度。由圖8和表5可知，試件SJ-1～SJ-3剛度退化趨勢基本相同，進(jìn)入屈服以后，試件SJ-1與試件SJ-2，SJ-3的剛度退化趨勢均較為平緩。而在同一側(cè)向位移下，試件SJ-2，SJ-3的等效剛度值相近，均高于試件SJ-1。

圖10 試件剛度退化曲線

3.6 鋼筋應(yīng)變

圖11分別為試件SJ-1與試件SJ-2，SJ-3邊緣構(gòu)件的豎向鋼筋應(yīng)變骨架曲線。結(jié)果顯示，試件SJ-2和SJ-3的鋼筋應(yīng)變骨架曲線在試件屈服之前與試件SJ-1基本保持一致；試件屈服之后，在同一側(cè)向力作用下，試件SJ-2與SJ-1應(yīng)變大小非常接近，說明采用鍍鋅波紋管漿錨搭接方式的試件具有與現(xiàn)澆試件相當(dāng)?shù)恼w性能；而隨著側(cè)向力的逐步增加，試件SJ-3與SJ-1的應(yīng)變差值也在逐步增加，但差值不是很大，說明采用U型套箍的連接形式是一種傳遞豎向鋼筋應(yīng)力的有效方法，但仍需采取一定措施來提高鋼筋應(yīng)力的傳遞效果。

試件等效剛度/(kN/mm) 表5

圖11 各試件邊緣構(gòu)件豎向鋼筋應(yīng)變骨架曲線

圖12為試件SJ-2和試件SJ-3地梁中豎向鋼筋以及墻體中豎向鋼筋的應(yīng)變分布圖。由圖可知，在試件屈服以前，試件SJ-2和SJ-3墻體與地梁中豎向鋼筋的應(yīng)變變化趨勢能夠基本保持一致，基本符合平截面假定；雖然試件SJ-2地梁中豎向鋼筋應(yīng)變在屈服后發(fā)展較快，但同樣基本符合平截面假定，而在試件SJ-3中，處于同一高度處的地梁與墻體邊緣構(gòu)件中相搭接的U型套箍應(yīng)變值比較接近。說明采用鍍鋅波紋管漿錨搭接和采用U型套箍搭接的豎向鋼筋都可以有效地參與構(gòu)件的整體受力。

圖12 各試件豎向鋼筋應(yīng)變分布圖

4 數(shù)值模擬

4.1 模型建立

本文采用ABAQUS有限元軟件建立模型計(jì)算。模型按構(gòu)件實(shí)際尺寸進(jìn)行建立，混凝土采用塑性損傷模型C3D8R實(shí)體單元，鋼筋采用雙折線模型T3D2桁架單元，試件的材料屬性定義均按材性試驗(yàn)相關(guān)數(shù)據(jù)取值，表6為混凝土塑性損傷模型主要參數(shù)。

混凝土塑性損傷模型參數(shù)取值 表6

如圖13(a)所示，試件SJ-1的有限元模型采用墻體與地梁中所有鋼筋整體建模，再將鋼筋模型以嵌入(Embeded Region)的方式定義于混凝土模型內(nèi)，剪力墻與地梁間界面接觸使用Tie定義。而由于試件SJ-2，SJ-3墻體與地梁中的豎向鋼筋不連續(xù)，因此墻體與地梁中的豎向鋼筋分開建模，如圖13(b)～(d)所示；試件SJ-2中的豎向鋼筋通過鍍鋅波紋管漿錨搭接方式進(jìn)行連接，試驗(yàn)結(jié)果顯示墻體與地梁連接部位并沒有出現(xiàn)明顯的開口位移，而且波紋管尺寸較小，因此，在建模中不再額外定義；試件SJ-3中墻體截面中線位置的豎向鋼筋是采用漿錨搭接方式，建模方式類似于試件SJ-2，而U型套箍連接部分則是根據(jù)與試件SJ-1中地梁部分的鋼筋最大應(yīng)變比值采用0.9的系數(shù)進(jìn)行折減，同時(shí)采用Tie定義鋼筋搭接接觸；試件SJ-2和SJ-3墻體與地梁間的界面接觸采用面-面接觸方式定義，法向行為采用硬接觸(Hard Contact)定義，切向行為采用罰函數(shù)CPendbty定義，摩擦系數(shù)按μ=409.6/619.7≈0.7取值，且均不對20mm接縫處進(jìn)行定義。

圖13 試件有限元模型圖

4.2 數(shù)值模擬對比分析

圖14為試件SJ-1與試件SJ-2，SJ-3的數(shù)值模擬墻體應(yīng)力云圖以及鋼筋應(yīng)力云圖，模擬結(jié)果表明：在低周往復(fù)荷載作用下，混凝土的最大應(yīng)力均發(fā)生在墻身角部，與圖6中的各試件最終破壞形態(tài)相吻合；在試件破壞時(shí)，由于試件SJ-1中豎向鋼筋的整體性，其地梁上方500mm范圍內(nèi)的墻體鋼筋均達(dá)到屈服；而試件SJ-2，SJ-3在地梁中豎向鋼筋屈服后，墻體中僅受壓區(qū)部分豎向鋼筋達(dá)到屈服，與試驗(yàn)實(shí)際測得應(yīng)變情況保持一致。

圖14 試件有限元模擬墻體、鋼筋應(yīng)力云圖/(N/mm2)

4.3 骨架曲線對比

表7為試件SJ-1與試件SJ-2，SJ-3的試驗(yàn)峰值荷載與模擬峰值荷載對比，圖15為各試件骨架曲線對比圖。

由圖15和表7可知：1) 與試驗(yàn)結(jié)果相比，試件SJ-1，SJ-2以及SJ-3模擬的峰值荷載Pp均較低，其誤差率分別為-6.4%，-5.8%和-6.2%，模擬結(jié)果滿足精度要求；而由于有限元分析是通過單調(diào)加載進(jìn)行模擬，而實(shí)際試驗(yàn)是采用低周往復(fù)加載，存在損傷積累，因此達(dá)到極限荷載后，模擬骨架曲線下降段會相對平緩，同時(shí)模擬中對于材料以及界面接觸的定義更為理想，與試驗(yàn)存在區(qū)別。2) 在初始彈性階段，試件數(shù)值模擬結(jié)果與試驗(yàn)結(jié)果基本吻合，而開裂以后模擬的剛度結(jié)果要大于試驗(yàn)結(jié)果。主要是由于在試驗(yàn)中采用了鋼梁來固定地梁，而地梁與鋼梁之間無法完全貼合，導(dǎo)致實(shí)際剛度低于模擬值。

各試件試驗(yàn)峰值荷載與模擬峰值荷載對比 表7

圖15 各試件骨架曲線對比

5 結(jié)論

本文對1片現(xiàn)澆剪力墻和2片采用不同豎向鋼筋連接方式的裝配式剪力墻進(jìn)行低周往復(fù)加載試驗(yàn)，分析其主要抗震性能參數(shù)，得出以下結(jié)論：

(1) 在軸壓比為0.25的情況下，采用三種不同豎向鋼筋連接方法的預(yù)制裝配式剪力墻的破壞形態(tài)與現(xiàn)澆剪力墻有所區(qū)別?，F(xiàn)澆剪力墻試件SJ-1表現(xiàn)為彎剪破壞；采用鍍鋅波紋管漿錨搭接方式的試件SJ-2和采用鍍鋅波紋管漿錨搭接與U型套箍搭接相結(jié)合的連接方式的試件SJ-3最終結(jié)果均為壓彎破壞。

(2)采用鍍鋅波紋管漿錨搭接形式以及采用鍍鋅波紋管漿錨搭接與U型套箍搭接相結(jié)合的連接方式都具有可靠的連接性能，都能夠有效地傳遞豎向鋼筋應(yīng)力。分別采用這兩類連接形式的試件SJ-2，SJ-3在試驗(yàn)中得到峰值荷載值可以達(dá)到規(guī)范設(shè)計(jì)值的1.1～1.15倍；其極限位移角分別為 1/57 和 1/58，均滿足規(guī)范設(shè)計(jì)限值1/100的要求；試件SJ-2的位移延性系數(shù)大于4，SJ-3的位移延性系數(shù)略小于4，都高于現(xiàn)澆剪力墻試件SJ-1，滿足延性性能要求。

(3)在較大水平力作用下，采用U型套箍和鍍鋅波紋漿錨搭接相結(jié)合的連接方式的試件SJ-3與現(xiàn)澆剪力墻試件SJ-1相比，傳遞豎向鋼筋應(yīng)力的效果略顯不足，需采取一定措施進(jìn)行改善。

(4) 采用ABAQUS軟件進(jìn)行數(shù)值分析的驗(yàn)算數(shù)據(jù)滿足精度要求，與試驗(yàn)數(shù)據(jù)吻合良好，能夠?yàn)榇祟愌b配式剪力墻抗震性能分析提供參考。