陳 昕,李家旭,楊永生,劉 明

(1.沈陽建筑大學(xué)土木工程學(xué)院,遼寧 沈陽 110168;2.遼寧省現(xiàn)代建筑產(chǎn)業(yè)工程技術(shù)研究中心,遼寧 沈陽 110168;3.沈陽建筑大學(xué)學(xué)報(bào)編輯部,遼寧 沈陽 110168)

在裝配式剪力墻結(jié)構(gòu)中,豎向鋼筋之間的連接技術(shù)以套筒灌漿連接[1-3]和漿錨連接的應(yīng)用最為廣泛。其中漿錨連接技術(shù)主要包括抽芯成孔約束漿錨連接、波紋管漿錨連接等形式。哈爾濱工業(yè)大學(xué)姜洪斌[4-7]、東南大學(xué)郭正興[8-11]等學(xué)者對(duì)這些連接方式的工作機(jī)理及構(gòu)件間的連接性能進(jìn)行了大量的研究,證明了漿錨連接的可靠性。但在工程實(shí)踐中發(fā)現(xiàn),采用約束漿錨連接時(shí),由于抽芯成孔經(jīng)常產(chǎn)生塌孔的缺陷,造成插筋和灌漿困難;而采用波紋管漿錨連接時(shí),鋼筋錨固長度的增大,但這使得波紋管長度變長,連接區(qū)域增大,施工難度增加。因此,采用預(yù)埋波紋管成孔、螺旋箍筋約束漿錨連接[12-13]的設(shè)計(jì)理念應(yīng)運(yùn)而生。預(yù)埋波紋管螺旋箍筋約束的連接方式結(jié)合了波紋管漿錨和約束漿錨的優(yōu)點(diǎn),預(yù)埋波紋管替代抽芯成孔可極大程度上避免構(gòu)件制作時(shí)易塌孔的施工缺陷,可保證連接鋼筋準(zhǔn)確、有效地插入上部預(yù)制構(gòu)件對(duì)應(yīng)位置的預(yù)留孔道內(nèi);螺旋箍筋約束構(gòu)件縱向鋼筋與混凝土之間的粘結(jié)能力,成為一種適用性較強(qiáng)的漿錨連接方式。

筆者在該種鋼筋約束漿錨連接性能研究的基礎(chǔ)上[12-15],提出一種將預(yù)制剪力墻非邊緣構(gòu)件4根Φ12@200代換為1根Φ25@400(以“1代4”)的新型連接構(gòu)造形式,該種鋼筋連接形式可較好地簡化施工工序、有效提高工效。通過分析和比較鋼筋代換前后預(yù)制混凝土剪力墻的承載力、延性、剛度和耗能能力發(fā)現(xiàn),代換后的單排鋼筋漿錨連接預(yù)制剪力墻與鋼筋全數(shù)連接的墻體試件具有相似的抗震性能,其連接形式可靠,可為今后的實(shí)際工程應(yīng)用提供借鑒。

1 試驗(yàn)概況

1.1 試件設(shè)計(jì)

預(yù)制剪力墻試件的寬×高×厚為2 000 mm×2 800 mm×200 mm,墻體內(nèi)頂部設(shè)置暗梁,暗梁的截面寬×高為200 mm×400 mm;為設(shè)計(jì)上下層墻體的連接,在剪力墻底部設(shè)置底梁,以實(shí)現(xiàn)預(yù)制剪力墻與底梁的水平連接,底梁的截面寬×高為400 mm×550 mm,底梁與剪力墻接縫處采取鑿毛處理。墻體連接構(gòu)造和配筋如圖1和圖2所示。

圖1 預(yù)埋波紋管螺旋箍筋約束的漿錨連接方式Fig.1 Restrained grouting anchor connection pre-buried corrugated pipe and spiral stirrup

圖2 預(yù)制剪力墻試件配筋形式Fig.2 Reinforcement form of precast shear wall specimen with all connected steel bars

本次試驗(yàn)設(shè)計(jì)制作了4片足尺比例預(yù)制剪力墻試件,試件編號(hào)為S5 Z2B2(非邊緣構(gòu)件大直徑鋼筋連接)和S2 Z2B2(非邊緣構(gòu)件鋼筋全數(shù)連接),每個(gè)編號(hào)的試件各2個(gè)。以“S2 Z2B2-1”為例,字母“Z2”代表軸壓比為0.2,“B”代表金屬波紋管,“B2”代表波紋管成孔、豎向鋼筋搭接長度為0.9la。

1.2 試驗(yàn)裝置及加載制度

本次試驗(yàn)是在沈陽建筑大學(xué)結(jié)構(gòu)實(shí)驗(yàn)室進(jìn)行,加載裝置如圖3所示。墻體的豎向軸力由5 000 kN油壓千斤頂提供,在整個(gè)加載過程中豎向軸力保持不變。在千斤頂與反力架之間安裝滑板,盡量消除裝置之間的摩擦以減小對(duì)水平荷載的影響。試驗(yàn)采用1 500 kN的MTS電液伺服作動(dòng)器施加往復(fù)荷載,加載端在剪力墻頂部,剪力墻兩側(cè)設(shè)置足夠剛度的剛性支撐,防止試件在試驗(yàn)過程中發(fā)生平面外變形和扭轉(zhuǎn)。

圖3 試驗(yàn)加載裝置設(shè)計(jì)Fig.3 Design of test loading device

根據(jù)《混凝土結(jié)構(gòu)試驗(yàn)方法標(biāo)準(zhǔn)》(GB/T50152—2012),試驗(yàn)正式開始前對(duì)試件進(jìn)行兩次預(yù)加載,預(yù)加荷載不超過試件預(yù)估開裂荷載的30%。試驗(yàn)正式開始時(shí)采用荷載-位移雙控制的加載方法。試件屈服前,墻體的水平荷載以100 kN遞增加載;試件屈服后,由試件的屈服位移控制加載,每級(jí)加載位移取屈服位移的整數(shù)倍,且每級(jí)循環(huán)三次。當(dāng)試件達(dá)到峰值荷載后,繼續(xù)加載至荷載下降到峰值荷載的85%,或者構(gòu)件失去繼續(xù)承載的能力,即認(rèn)為構(gòu)件破壞,試驗(yàn)結(jié)束。試驗(yàn)加載制度如圖4所示。

圖4 試驗(yàn)加載制度Fig.4 Test loading regime

1.3 量測(cè)內(nèi)容

試驗(yàn)量測(cè)內(nèi)容為荷載量測(cè)、位移量測(cè)、應(yīng)變量測(cè)和裂縫量測(cè)。其中荷載和位移量測(cè)包括開裂荷載、屈服荷載、極限荷載及對(duì)應(yīng)的位移、破壞荷載及極限位移;應(yīng)變量測(cè)包括鋼筋應(yīng)變、混凝土應(yīng)變;裂縫量測(cè)主要考察裂縫開展、分布及寬度。測(cè)點(diǎn)布置如圖5和圖6所示。

圖5 位移計(jì)布置Fig.5 Arrangement of displacement sensor

圖6 鋼筋和混凝土應(yīng)變片布置Fig.6 Arrangement of strain gauges of concrete and steel bars

2 試驗(yàn)現(xiàn)象及破壞形態(tài)

選取兩種連接形式試件中的一個(gè)進(jìn)行試驗(yàn)現(xiàn)象和破壞形態(tài)描述,對(duì)比分析兩種墻體破壞形態(tài)的差異。對(duì)于單排鋼筋簡化連接試件S5 Z2B2-1,當(dāng)荷載加至0～±200 kN時(shí),試件處于彈性階段,荷載與位移呈線性關(guān)系,加卸載曲線基本重合,試件在推拉方向殘余變形較小。當(dāng)拉壓荷載加至±249 kN時(shí),在剪力墻兩側(cè)與底梁水平接縫處分別出現(xiàn)了裂縫,裂縫長度約為400 mm和330 mm,標(biāo)志著試件進(jìn)入開裂階段。試件加載達(dá)到±723.24 kN時(shí),在推力和拉力方向分別距墻底約220 mm和200 mm高度處各增加了1條新裂縫,墻體最外側(cè)邊緣鋼筋受拉屈服,試件由彈性階段進(jìn)入彈塑性階段,此時(shí)屈服位移為9.5 mm。在加載至3.5Δy時(shí),墻體達(dá)到峰值承載力961 kN,推力和拉力方向各出現(xiàn)一條距墻底高度2.1 m的新裂縫,原有裂縫長度延伸、寬度加劇,最大裂縫寬度達(dá)到2.35 mm。墻體達(dá)到極限承載力時(shí),剪力墻表層混凝土脫落,外側(cè)根部混凝土被壓碎,試件水平承載力下降超過15%,試件破壞,試驗(yàn)結(jié)束。從破壞形態(tài)上看,墻體與底梁未發(fā)生滑移剪切破壞。試件破壞形態(tài)及裂縫分布如圖7所示。

圖7 鋼筋簡化連接試件的破壞形態(tài)及裂縫分布Fig.7 The failure modes and cracks distribution of the specimenssimplify connected with steel bars

對(duì)于鋼筋全數(shù)連接試件S2 Z2B2-1,當(dāng)水平荷載加載至350 kN時(shí),墻體發(fā)生開裂,裂縫長度約為280 mm。試件加載到766.01 kN時(shí),墻體最外側(cè)邊緣鋼筋受拉屈服,試件由彈性階段進(jìn)入彈塑性階段,此時(shí)屈服位移為6.64 mm。隨著加載的不斷進(jìn)行,墻體達(dá)到峰值承載力1 050 kN,此時(shí)剪力墻外側(cè)根部混凝土剝落,主裂縫加寬變長,裂縫最大寬度達(dá)到2.52 mm,剪力墻外側(cè)鋼筋彎曲鼓出,邊緣混凝土掉落,試件的極限變形為52.53 mm。試件破壞形態(tài)及裂縫分布如圖8所示。

圖8 鋼筋全數(shù)連接試件的破壞形態(tài)及裂縫分布Fig.8 The failure modes and cracks distribution of the specimens fully connected with steel bars

將非邊緣構(gòu)件單排鋼筋的簡化連接預(yù)制剪力墻試件與鋼筋全數(shù)連接的墻體相比可知,墻體表現(xiàn)出來的破壞形式基本相同。在墻體非邊緣構(gòu)件的連接范圍內(nèi),采用簡化連接預(yù)制剪力墻表面并未發(fā)現(xiàn)裂縫增多的現(xiàn)象,說明墻體豎向鋼筋在與大直徑鋼筋間接搭接時(shí),鋼筋間應(yīng)力可進(jìn)行有效傳遞。在試件發(fā)生最終破壞時(shí),連接鋼筋沒有出現(xiàn)斷裂或者與墻體分離的現(xiàn)象,在連接區(qū)域未出現(xiàn)裂縫明顯增多,表明采用該種簡化連接方式的預(yù)制剪力墻與下部底梁依然顯現(xiàn)出良好的整體工作性能,可以保證上下墻體連接可靠,實(shí)現(xiàn)構(gòu)件間“強(qiáng)連接”的設(shè)計(jì)理念。

3 試驗(yàn)結(jié)果與分析

3.1 滯回曲線與骨架曲線

預(yù)制剪力墻試件的滯回曲線如圖9所示。從圖中可以看出,在軸壓比0.2的工況下,試件S5Z2B2-1的滯回環(huán)面積較小、曲線呈反“S”型,捏縮嚴(yán)重,反映出該試件在吸收地震能量的能力略差;試件S5 Z2B2-2的滯回環(huán)飽滿,在試件屈服后位移控制后期,承載力降低緩慢、變形增加,體現(xiàn)出試件在往復(fù)荷載作用下的能量吸收、消耗過程。在軸壓比和連接鋼筋搭接長度相同的情況下,鋼筋簡化連接的兩個(gè)剪力墻試件承載力較鋼筋全數(shù)連接試件有所降低。

圖9 預(yù)制剪力墻試件滯回曲線Fig.9 Hysteresis curves of the precast shear walls

將兩種連接方式預(yù)制剪力墻的骨架曲線進(jìn)行對(duì)比(見圖10)。

圖10 試件骨架曲線對(duì)比Fig.10 Comparison of skeleton curves of specimens

從圖中可以看出,兩種連接方式的預(yù)制剪力墻試件骨架曲線走勢(shì)基本相同,簡化連接試件S5 Z2B2-1和S5 Z2B2-2的抗剪承載力平均值較鋼筋全數(shù)連接試件S2 Z2B2-1和S2 Z2B2-2降低約9%。從墻體延性上看,試件在屈服前,初始剛度大,曲線斜率變化較小;試件屈服后至達(dá)到極限承載力都經(jīng)歷了一個(gè)“平臺(tái)”階段,剛度急劇退化,變形快速增長,延性較好,有利于抗震。

3.2 承載力與延性分析

試件在開裂、屈服、極限、破壞等關(guān)鍵特征點(diǎn)處對(duì)應(yīng)荷載、位移和延性系數(shù)見表1。從表中可以看出,簡化連接方式的預(yù)制剪力墻的峰值承載力平均值達(dá)到了948 kN,鋼筋全數(shù)連接試件峰值承載力平均值為1 037.5 kN,說明減少非邊緣構(gòu)件豎向連接鋼筋數(shù)量在一定程度上降低了約束漿錨連接預(yù)制剪力墻的抗剪承載力。預(yù)制剪力墻的延性系數(shù)平均值為5.365,且均大于4,具有良好的延性。

表1 關(guān)鍵特征點(diǎn)處預(yù)制剪力墻承載力及其變形Table 1 Bearing capacity and deformation of precast shear walls at different loading points

3.3 層間位移角分析

表2 預(yù)制剪力墻層間位移角Table 2 Interlayer displacements angle of precast shear wall

3.4 剛度退化分析

試驗(yàn)構(gòu)件在循環(huán)反復(fù)荷載作用下,在同級(jí)峰值荷載時(shí),對(duì)應(yīng)的位移隨循環(huán)次數(shù)的增加而增大,試件剛度產(chǎn)生退化。各剪力墻試件的剛度退化曲線如圖11所示。通過對(duì)比可知,簡化連接試件的剛度退化曲線位于鋼筋全數(shù)連接墻體試件的上方,表明簡化連接的預(yù)制剪力墻剛度較大、變形較小。試件屈服后,簡化連接預(yù)制剪力墻試件的初始剛度下降了約40%;但隨著屈服后期的位移控制后,剛度退化速率減緩,逐步體現(xiàn)出良好的延性性能,與鋼筋全數(shù)連接試件剛度退化走勢(shì)基本相同。

圖11 預(yù)制剪力墻試件的剛度退化曲線Fig.11 Stiffness degradation curves of specimens

3.5 耗能能力分析

根據(jù)試驗(yàn)結(jié)果，可計(jì)算出試件的能量耗能系數(shù)和等效黏滯阻尼系數(shù)。試件能量耗散曲線如圖12所示。

圖12 各試件能量耗散曲線Fig.12 Energy dissipation curves of each test specimens

從圖12可以看出,兩種連接形式的試件能量耗散曲線表現(xiàn)出相似的走勢(shì)。試件屈服前,簡化連接方式和鋼筋全數(shù)連接預(yù)制剪力墻的耗能能力接近;試件屈服后,隨著加載位移的持續(xù)增加,各試件的等效黏滯阻尼系數(shù)呈上升趨勢(shì),墻體耗能能力增大。

3.6 鋼筋應(yīng)變分析

鋼筋應(yīng)變曲線如圖13所示。

圖13 預(yù)制剪力墻底部鋼筋應(yīng)變曲線Fig.13 Reinforced strain curves of the bottom of the precast shear wall

由圖13可見,預(yù)制剪力墻試件水平接縫截面處,墻體豎向鋼筋應(yīng)變隨墻體寬度呈線性變化,平截面假定在兩種豎向鋼筋連接方式下均適用。因此,可采用平截面假定作為計(jì)算手段,對(duì)該種連接形式下預(yù)制剪力墻水平接縫截面承載力進(jìn)行計(jì)算。

4 結(jié) 論

(1)所有試驗(yàn)墻體的破壞模式大體相同,主要破壞形態(tài)為墻體表面、波紋管上方出現(xiàn)些許水平裂縫,隨著水平荷載的增加,裂縫逐漸向?qū)蔷€方向發(fā)展;墻體最終破壞形態(tài)表現(xiàn)為邊緣豎向鋼筋受拉屈服,墻體底部混凝土被壓碎的剪彎破壞。

(2)簡化約束漿錨連接預(yù)制剪力墻表現(xiàn)出與鋼筋全數(shù)連接墻體相似的破壞形態(tài)。在軸壓比0.2的試驗(yàn)工況下,簡化連接的預(yù)制剪力墻承載力平均值較鋼筋全數(shù)連接墻體有所降低,降低幅度約9.3%;兩種連接方式墻體的延性系數(shù)相近,且均大于4,具有良好的延性。

(3)簡化約束漿錨連接預(yù)制剪力墻在各關(guān)鍵特征點(diǎn)的剛度退化曲線走勢(shì)基本一致,但墻體試件發(fā)生開裂后,墻體試件初始剛度下降較快,隨著荷載的不斷增加,剛度退化速率減緩。

(4)簡化約束漿錨連接預(yù)制剪力墻豎向鋼筋在屈服前,隨著荷載的不斷增加,墻體豎向鋼筋應(yīng)變沿墻體寬度截面呈線性變化,符合平截面假定。