足尺HR-EPS模塊剪力墻抗震性能試驗研究

肖 瑤，宋祖強(qiáng)，李曉東，周立琛，鄭志遠(yuǎn)

(1 青島理工大學(xué)土木工程學(xué)院， 青島 266033； 2 青建集團(tuán)股份公司， 青島 266071)

0 引言

HR-EPS(Hai Rong-Expanded Polystyrene)模塊剪力墻是一種近些年新興的建筑體系，將模塊進(jìn)行搭接，在其內(nèi)部布置鋼筋并進(jìn)行混凝土澆筑，不需要拆除模板，即得集保溫、承重于一體的新型建筑體系——HR-EPS模塊剪力墻[1-2]。

與普通剪力墻相比，HR-EPS模塊剪力墻內(nèi)部設(shè)有芯肋，導(dǎo)致澆筑成型的墻體存有開洞，開洞的存在致使此種剪力墻的混凝土截面出現(xiàn)間斷、墻體截面存在損傷，進(jìn)而對墻體的抗壓強(qiáng)度、抗剪強(qiáng)度及抗震性能等相關(guān)性能必然產(chǎn)生一定的削弱作用，使得這種新型建筑體系在建筑領(lǐng)域的使用與發(fā)展受到限制。暴肖飛[3]以軸壓比、邊緣約束和配筋率等為參數(shù)制作了5個縮尺剪力墻模型，結(jié)果表明：EPS模塊剪力墻有非常好的抗震性能；試驗所設(shè)計的EPS剪力墻采用較大的配筋率并且在墻體兩側(cè)設(shè)置邊柱對墻體進(jìn)行約束，這些措施可以使墻體的整體剛度和承載力得以顯著的增強(qiáng)。孫建超[4]等對13個配筋形式不同的(即配筋率不同)縮尺普通混凝土剪力墻的承載力及延性性能進(jìn)行研究，研究表明：剪力墻的受剪承載力可以通過增加墻體分布筋配筋率的方式進(jìn)行提高，但配筋率過高時其延性較差。雖然國內(nèi)外其他學(xué)者針對模塊剪力墻的抗震性能展開了一系列試驗研究[5-9]，但對HR-EPS模塊剪力墻抗震性能的研究較少，尤其是足尺HR-EPS模塊剪力墻。本文以已有EPS剪力墻相關(guān)研究為依據(jù)，以足尺HR-EPS模塊剪力墻為研究對象，對其抗震性能進(jìn)行試驗研究，以配筋率和軸壓比為研究參數(shù)對足尺HR-EPS模塊剪力墻的承載力、變形能力、耗能性能等進(jìn)行研究分析。在研究過程中采用先試驗研究、后模擬驗證兩者相結(jié)合的方式，為HR-EPS模塊剪力墻在建筑領(lǐng)域中的應(yīng)用及推廣提供參考。

1 試驗概況

1.1 試件設(shè)計與制作

本次試驗以配筋率作為參數(shù)制作了2個配筋直徑不同的HR-EPS模塊剪力墻試件，墻體設(shè)計尺寸為2 400×1 940×130(高×寬×厚)。模塊類型以及模塊搭接見圖1。

圖1 HR-EPS模塊剪力墻所用模塊

2個足尺HR-EPS模塊剪力墻試件的水平鋼筋及豎向鋼筋的配筋方式均采用雙排布筋。為在試驗過程中更好地固定墻體以及使軸壓力均勻分布在墻體頂部，在墻體底部設(shè)置底座以及在頂部設(shè)置水平加載橫梁。試件尺寸設(shè)計、配筋布置及軸壓比見表1。取墻體水平橫截面面積作為其截面面積對軸壓比進(jìn)行設(shè)計計算。試件尺寸設(shè)計見圖2，墻體鋼筋布置情況見圖3，試件制作過程見圖4。

圖2 試件尺寸

圖3 墻體配筋

圖4 墻體制作流程

1.2 材性試驗

本次試驗所設(shè)計的HR-EPS模塊剪力墻是由強(qiáng)度等級為C30的混凝土澆筑形成的；同時為進(jìn)行材性試驗，制作留存6塊混凝土立方體標(biāo)準(zhǔn)試塊，并對其采用與墻體相同的養(yǎng)護(hù)方式養(yǎng)護(hù)28d，然后對其進(jìn)行混凝土立方體抗壓強(qiáng)度測試等試驗，測試結(jié)果如表2所示。試驗所用混凝土的各成分配合比見表3。

試件尺寸及配筋 表1

混凝土抗壓強(qiáng)度及彈性模量 表2

試驗中HR-EPS模塊剪力墻的配筋選用HRB400，并抽取鋼筋對其進(jìn)行力學(xué)性能測試，結(jié)果見表4。

試驗所用的混凝土配合比/(kg/m3) 表3

鋼筋的強(qiáng)度測試值 表4

1.3 加載方案

本次試驗在青島理工大學(xué)結(jié)構(gòu)實驗室進(jìn)行，加載方式采取抗震試驗常用的“建研式”加載裝置[10-11]進(jìn)行加載。試驗過程中，由固定在反力梁上的液壓千斤頂作用在加載橫梁上，實現(xiàn)對試件軸向荷載的施加；由固定在反力墻上的液壓伺服作動器通過對L形梁的往復(fù)推拉，實現(xiàn)對試件水平荷載的施加。試件底部基礎(chǔ)通過高強(qiáng)螺栓與地面連接。圖5為加載裝置示意圖。

圖5 加載裝置示意圖

為保證試件與加載裝置接觸良好并對加載裝置進(jìn)行測試，開始試驗前先進(jìn)行預(yù)加載。進(jìn)行正式加載時，在試件頂部施加軸向荷載，水平荷載由位移來控制并分級給予施加，如圖6所示。墻體屈服前每級增加2mm，循環(huán)1次；墻體進(jìn)入屈服狀態(tài)之后，將加載增量改為正反兩方向加載的屈服位移的平均值，循環(huán)次數(shù)改為3次，當(dāng)墻體的水平方向承載能力降低至其峰值荷載的85%以下或墻體破壞嚴(yán)重不適于繼續(xù)加載時，認(rèn)為墻體已經(jīng)破壞，停止試驗。

圖6 加載方式示意圖

2 試驗結(jié)果分析

2.1 試驗現(xiàn)象

(1)Q-1試驗現(xiàn)象

前3級循環(huán)加載中，試件沒有出現(xiàn)任何裂縫。4級正向加載時，墻身出現(xiàn)首條沿水平方向的裂縫，此時作用于墻頂?shù)乃胶奢d為266.45kN，墻頂?shù)乃轿灰茷?.88mm；4級反向加載時，出現(xiàn)首條豎向裂縫，水平荷載為288.91kN，水平位移為7.91mm；6級正向加載時，墻體內(nèi)部有明顯擠壓響動，墻體裂縫開始明顯增加，且已產(chǎn)生的裂縫持續(xù)擴(kuò)散、增寬延伸，沿芯肋開始出現(xiàn)斜裂縫。滯回曲線有較為明顯的轉(zhuǎn)折點出現(xiàn)，表明試件即將進(jìn)入屈服狀態(tài)，試件屈服位移為12mm。

7級正向加載時，墻體裂縫沒有明顯增加，原有裂縫繼續(xù)變寬并向遠(yuǎn)處延伸，中部位置的模塊芯肋之間產(chǎn)生較為明顯的受拉斜裂縫，最大荷載為375.31kN；10級正向加載時，新增裂縫主要在剪力墻墻體和兩側(cè)邊柱相交的位置產(chǎn)生，墻體已經(jīng)出現(xiàn)的裂縫繼續(xù)擴(kuò)展延伸，最大荷載為917.88kN；12級反向加載時，墻體基本沒有產(chǎn)生新的裂縫，只是已有裂縫的繼續(xù)發(fā)展，墻體混凝土出現(xiàn)嚴(yán)重的貫通破壞且主要出現(xiàn)在模塊芯肋之間并伴有嚴(yán)重的混凝土脫落現(xiàn)象，鋼筋外露，墻體的水平荷載最大值已下降到679.92kN，試件的水平承載力降低至其峰值荷載的85%以下，終止試驗。試件破壞情況見圖7。

圖7 Q-1局部和整體破壞圖

(2)Q-2試驗現(xiàn)象

2級反向加載時，首條受拉斜裂縫在墻身下部芯肋之間產(chǎn)生，此時作用于墻體的水平荷載為139.00kN，水平位移為4.02mm；4級正向加載時，墻體裂縫增加較為明顯，并且新增數(shù)條水平橫向裂縫；6級反向加載時，墻體裂縫在芯肋之間明顯增多，且墻體內(nèi)部伴有顯著響動，此時滯回曲線有較為明顯的轉(zhuǎn)折點出現(xiàn)，試件開始進(jìn)入屈服狀態(tài)，屈服位移為12mm。

7級正向加載時，試件已有裂縫延伸變寬，墻體內(nèi)部伴有混凝土由于壓力作用而碎裂的異響，最大荷載為349.16kN；9級反向加載時，墻體芯肋之間的裂縫有明顯增加且已經(jīng)產(chǎn)生的裂縫繼續(xù)延伸增寬，同時伴有墻身混凝土因被壓碎而脫落的現(xiàn)象，最大荷載為804.64kN；10級反向加載時，墻身有大量的交叉裂縫產(chǎn)生且主要集中在模塊芯肋之間，同時由試件上脫落下來的混凝土明顯增多，且墻體中部芯肋之間的混凝土脫落現(xiàn)象最為嚴(yán)重，墻體混凝土發(fā)生貫通破壞，從而導(dǎo)致鋼筋外露，最大荷載值為519.07kN，試件的水平承載力降低至其峰值荷載的85%以下，終止試驗。試件破壞情況見圖8。

2.2 滯回曲線

各試件水平荷載F-位移Δ組成的滯回曲線如圖9所示。由圖9可見，加載初期，兩試件的滯回曲線基本呈一條直線，卸載后變形基本恢復(fù)。隨著加載的進(jìn)行，滯回曲線開始向位移軸發(fā)生偏移，試件開始屈服；荷載達(dá)到峰值前，加載曲線與卸載曲線有微小偏差；荷載達(dá)到峰值后，每級加載的每次循環(huán)對應(yīng)的荷載逐次降低且較為顯著。加載后期，由于混凝土的脫落，致使試件水平荷載下降。對比可以發(fā)現(xiàn)，不同配筋率對墻體的變形能力產(chǎn)生較為明顯的影響。配筋率越高，試件的開裂荷載、屈服荷載和峰值荷載越高，破壞時變形能力越好。各個階段墻體的荷載和位移見表5。

圖9 各剪力墻滯回曲線

各個階段墻體的荷載和位移 表5

2.3 骨架曲線

各試件骨架曲線對比如圖10所示。從圖10可以看出，在試件達(dá)到屈服狀態(tài)前，兩試件的骨架曲線基本重合。試件屈服后，Q-1的加載曲線斜率較Q-2大，呈現(xiàn)良好的抵抗變形的能力；Q-1的峰值荷載明顯大于Q-2，表明通過增大配筋率可以使試件的峰值荷載有所提高；Q-2達(dá)到峰值荷載后骨架曲線的下降速率明顯大于Q-1，表明增大墻體的配筋率可有效提高試件的延性性能。

圖10 骨架曲線

2.4 剛度退化

各試件剛度退化曲線對比如圖11所示。由圖11可知，在試驗加載初期，兩試件的剛度較為接近，且退化速度均較快；加載中后期，作用于墻體的水平荷載加載循環(huán)次數(shù)增多，兩試件的剛度均發(fā)生退化，但Q-1的剛度退化曲線出現(xiàn)較為明顯的轉(zhuǎn)折點，表明其剛度退化速度低于Q-2，從而導(dǎo)致Q-1的剛度一直處于高于Q-2的狀態(tài)，可見配筋率對試件的中后期加載剛度影響較為明顯。主要原因是加載初期試件尚有較大的剛度，隨著加載的進(jìn)行，由于鋼筋混凝土的粘結(jié)作用被破壞，從而導(dǎo)致其剛度有所下降；加載中后期，試件裂縫發(fā)展充分，混凝土退出工作，荷載主要由鋼筋承擔(dān)，剛度退化曲線逐漸趨于平緩。采取提高配筋率的措施可以使試件的剛度退化速度有所減慢，進(jìn)而使得試件抵抗變形能力有所增強(qiáng)，試件的抗震性能得到有效改善。

圖11 試件剛度退化曲線

2.5 位移延性

位移延性系數(shù)μ通常采用試件破壞時的極限位移Δm和屈服位移Δy的比值來表示，由試驗得到的各試件的位移延性系數(shù)計算結(jié)果見表6。

各試件的位移延性系數(shù) 表6

由表6可以得出：兩試件的位移延性系數(shù)均大于4，表明HR-EPS模塊剪力墻在試驗所采用的往復(fù)循環(huán)加載作用下的延性性能表現(xiàn)較為良好，具有良好的塑性變形能力，可確保墻體不會發(fā)生脆性破壞；Q-1的位移延性系數(shù)較Q-2提高了12%，表明通過增加試件的配筋率可使得試件的位移延性性能得到提高，增強(qiáng)結(jié)構(gòu)的變形性能。

2.6 耗能能力

等效黏滯阻尼系數(shù)he的表達(dá)為(圖12)：

圖12 等效黏滯阻尼系數(shù)計算示意圖

各試件的等效黏滯阻尼系數(shù)圖見圖13。由圖13可得：試件尚未到達(dá)屈服之前，兩試件的等效黏滯阻尼系數(shù)處于較低的狀態(tài)；試件到達(dá)屈服狀態(tài)之后，增大墻頂水平位移的同時，兩試件的等效黏滯阻尼系數(shù)也隨之增加；直至水平位移增大至墻體破壞，兩試件均具有較高的等效黏滯阻尼系數(shù)，表明兩墻體的耗能能力均較為良好。對比Q-1和Q-2，可以發(fā)現(xiàn)，Q-1的等效黏滯阻尼系數(shù)始終高于Q-2，表明通過增大墻體的配筋率可以提高墻體吸收和耗散荷載能量的能力，使得墻體的耗能能力得到顯著增強(qiáng)，進(jìn)而使其抗震性能有所提高。

圖13 試件等效黏滯阻尼系數(shù)

2.7 足尺HR-EPS模塊剪力墻抗剪承載力計算公式

李培培等[12-14]對縮尺HR-EPS模塊剪力墻承載力進(jìn)行研究，得出HR-EPS模塊剪力墻的混凝土抗壓強(qiáng)度與普通混凝土抗壓強(qiáng)度相比有一定的折減，折減系數(shù)取0.7。基于此，結(jié)合鋼筋混凝土剪力墻斜截面抗剪承載力V公式(式(1))，同時考慮到HR-EPS模塊剪力墻特性，給出了HR-EPS模塊剪力墻抗剪承載力Vw計算公式(式(2))。

(1)

(2)

式中：λ為計算截面的剪跨比；ft為混凝土抗拉強(qiáng)度；b為剪力墻截面厚度；h0為剪力墻截面有效高度；N為剪力墻軸壓力；Aw為剪力墻腹板截面面積，矩形截面時取A；A為剪力墻全截面面積；fyv為橫向鋼筋的抗拉強(qiáng)度；s為橫向鋼筋間距；Ash為橫向鋼筋截面面積；γRE為抗震調(diào)整系數(shù)。

各試件抗剪承載力試驗值與計算值見表7?？梢娪嬎阒蹬c試驗值存在一定誤差：1)Q-1計算值較試驗值高18.74%，分析原因為其配筋率較高，混凝土破壞成為其承載力達(dá)到極限的控制因素，而公式中鋼筋在承載力計算時占較大比重，故偏差較大，可通過適當(dāng)提高混凝土強(qiáng)度等級以提高其極限承載力；Q-2計算值較試驗值低6.55%，原因在于兩側(cè)邊柱具有一定的約束作用，致使試驗所得承載力有所偏大。2)式(1)為斜截面抗剪承載力公式，試件的破壞形態(tài)為斜截面剪切破壞，而試驗中試件發(fā)生了模塊芯肋之間的水平貫通破壞，故計算值與理論值存在偏差，但同樣都是剪切破壞，認(rèn)為式(1)可作為基礎(chǔ)公式進(jìn)行延伸使用。由式(2)得到兩試件水平承載力的計算值與試驗值之間偏差較小，因此式(2)在實際應(yīng)用中存在一定的參考意義。

承載能力對比 表7

3 足尺HR-EPS模塊剪力墻有限元分析

利用ABAQUS對與試驗所用試件參數(shù)相同的足尺HR-EPS模塊剪力墻作進(jìn)一步的模擬[15-16]并與試驗測得的結(jié)果進(jìn)行對比分析。

3.1 模型的建立

Q-1，Q-2模型參數(shù)同試驗試件，在Q-2的基礎(chǔ)上，增加Q-3，并將軸壓比調(diào)整為0.2，模型的建立過程如下：1)根據(jù)試件設(shè)計參數(shù)創(chuàng)建部件、材料和截面屬性并將截面屬性賦予到各部件；2)進(jìn)行裝配及設(shè)置分析步，并定義接觸：鋼筋與混凝土為嵌固約束，墻體與邊柱、底座及上部加載梁為綁定約束；3)底座施加固定端約束，加載梁頂面布置均布荷載，加載梁側(cè)面采用位移加載的方式施加荷載；4)進(jìn)行網(wǎng)格劃分；5)新建作業(yè)并提交分析。模型網(wǎng)格劃分如圖14所示。

圖14 模型網(wǎng)格劃分

3.2 有限元模擬結(jié)果分析

(1)滯回曲線

試驗及模擬得到的滯回曲線如圖15所示。分析圖15可知，Q-1和Q-2模擬得到的滯回曲線與試驗差距較小，進(jìn)而可以推斷出在對試件模擬分析時所采用的模型較為合理，可以上述模型對墻體的軸壓比和抗震性能進(jìn)行比較。由Q-2和Q-3對比(圖16)可得，在一定范圍內(nèi)提高試件的軸壓比，其滯回曲線會表現(xiàn)得更為飽滿，說明在一定范圍內(nèi)增加軸壓比可使試件具有更好的耗能能力，分析原因為軸壓比的增大，即豎向均布荷載的提高，可有效減緩墻體裂縫的出現(xiàn)，在已開裂的裂縫處，由于軸壓力的增加，裂縫間混凝土的摩擦力也隨之增大，限制了裂縫的擴(kuò)展延伸，進(jìn)而使得墻體的耗能能力有所增加。

圖15 Q-1，Q-2滯回曲線

圖16 Q-2與Q-3滯回曲線對比

(2)剛度退化曲線

試驗及模擬所得試件的剛度退化曲線對比如圖17。由圖17可得，模擬與試驗剛度退化曲線基本一致，整體上模擬比較準(zhǔn)確，能夠有效地反映墻體的真實受力；Q-3的剛度低于Q-2，表明軸壓比在一定范圍內(nèi)的提高可使試件的剛度有一定增加。分析原因為軸壓力的抑制作用，使得墻體的水平裂縫的出現(xiàn)及發(fā)展得以延緩，因此軸壓比較大的試件具有較大的初始剛度；且隨著作用于墻頂?shù)耐鶑?fù)循環(huán)的水平位移的提高，軸壓力在水平方向的分力逐漸增大，加速了墻體的剛度退化，進(jìn)而導(dǎo)致其剛度退化速度加快。

圖17 模擬與試驗剛度退化曲線對比

4 結(jié)論

(1)Q-1，Q-2的破壞形態(tài)大體一致，試驗過程中在芯肋間產(chǎn)生大量交叉裂縫且伴有混凝土脫落，試件中部表現(xiàn)得極為嚴(yán)重；在最終破壞時，試件上中下均有大量裂縫及混凝土脫落。

(2)由試驗與模擬所得的足尺HR-EPS模塊剪力墻滯回曲線均比較飽滿，并且在試驗結(jié)束時，墻體的位移延性系數(shù)均高于4.0，表明足尺HR-EPS模塊剪力墻的延性性能較為良好，同時其耗能能力和抗震性能均表現(xiàn)得較為優(yōu)異。

(3)增大HR-EPS模塊剪力墻的墻體配筋率，可以使得鋼筋與混凝土的協(xié)同工作能力有所提高，進(jìn)而明顯增強(qiáng)墻體的水平承載能力；同時，可提高墻體的剛度，延緩墻體的剛度退化，進(jìn)而增強(qiáng)墻體的延性性能和耗能能力，因此適當(dāng)?shù)卦黾优浣盥士稍鰪?qiáng)剪力墻的抗震性能。

(4)在一定范圍內(nèi)增加軸壓比，抑制了試件水平裂縫的發(fā)展，對足尺HR-EPS模塊剪力墻的耗能能力及剛度均有提高作用，進(jìn)而使試件的抗震能力有所改善。