孟凡林 殷承諾 徐 帥 李兆杰

(吉林建筑大學(xué)土木工程學(xué)院， 長春 130118)

我國裝配式建筑市場發(fā)展?jié)摿薮?，裝配式混凝土剪力墻結(jié)構(gòu)具有抗側(cè)剛度大、承載能力強(qiáng)、室內(nèi)空間規(guī)整的優(yōu)勢，成為我國預(yù)制混凝土結(jié)構(gòu)民用住宅中應(yīng)用最為廣泛的結(jié)構(gòu)形式之一[1]。國內(nèi)外學(xué)者對預(yù)制剪力墻相關(guān)的研究和工程實踐應(yīng)用表明，裝配式空心剪力墻結(jié)構(gòu)施工連接方便可靠，結(jié)構(gòu)整體性好，符合國家住宅產(chǎn)業(yè)化發(fā)展方向。張微敬等[2]通過對4片單片無豎縫試件和4片雙片含豎縫拼裝試件的擬靜力試驗，驗證出設(shè)置現(xiàn)澆暗柱的圓孔板剪力墻位移延性系數(shù)達(dá)到5，極限位移角大于1/100，抗震性能良好，可在抗震設(shè)防地區(qū)用于房屋建筑。初明進(jìn)等[3]對裝配式混凝土空心模剪力墻進(jìn)行了抗震性能和抗彎性能試驗研究，試驗結(jié)果表明，預(yù)制墻和現(xiàn)澆墻的破壞過程和破壞形態(tài)相似，預(yù)制墻體底部水平接縫構(gòu)造合理，能夠應(yīng)用于實際工程。黃燦燦等[4]對4片墻身豎向連接鋼筋采用部分連接的預(yù)制剪力墻進(jìn)行抗震性能研究，研究發(fā)現(xiàn)混合連接方式的鋼筋連接數(shù)量對預(yù)制試件抗震性能的影響很小，抗震性能較好。孟凡林等[5-7]對灌芯裝配式混凝土剪力墻進(jìn)行試驗研究，結(jié)果表明：灌芯裝配式混凝土剪力墻的構(gòu)造方法和穿孔插筋的連接方式均能滿足抗震規(guī)范設(shè)防要求。

目前，灌芯裝配式混凝土剪力墻已應(yīng)用到吉林、北京、天津、海南等多個地區(qū)的實際工程中。為使生產(chǎn)構(gòu)件更高效，施工更方便，試驗設(shè)計制作了1片現(xiàn)澆剪力墻試件和2片灌芯裝配式混凝土剪力墻試件，研究其抗震性能。其中一片灌芯剪力墻改進(jìn)豎向連接構(gòu)造，將墻身一側(cè)減少孔洞和連接，同時增大另一側(cè)孔洞的連接鋼筋直徑以保證豎向受力可靠，通過采用墻身豎向混合布筋的方式減少連接。本文試驗研究為灌芯裝配式混凝土剪力墻規(guī)模化應(yīng)用提供參考。

1 試驗概況

1.1 試件的設(shè)計與制作

為了研究豎向混合布筋的灌芯裝配式混凝土剪力墻的抗震性能，設(shè)計并足尺制作了1個現(xiàn)澆整體混凝土對比試件SW1，2個布筋方式不同的裝配式剪力墻試件SW2和SW3。其中SW2為對稱布筋的灌芯裝配式混凝土剪力墻，墻身孔洞間距布置一致，作為對比試件；SW3為墻板中間設(shè)置灌芯孔與不設(shè)孔洞的混合布筋方式的灌芯裝配式混凝土剪力墻，底座外甩的豎向連接鋼筋插入灌芯孔中，無孔洞的墻體部分不設(shè)置受力鋼筋。3個足尺的剪力墻尺寸完全一致，均由地梁、墻身和頂梁組成，其中加載梁橫截面尺寸為250 mm×300 mm；中間墻板厚度為200 mm，高度為2 600 mm，長度為1 100 mm，與頂梁的長度保持一致；地梁尺寸為 800 mm×500 mm，且每側(cè)延伸出墻板外側(cè)500 mm。裝配式剪力墻的墻身豎向孔洞直徑為89 mm，孔洞間距設(shè)為300 mm。試件平面如圖1、立面及剖面如圖2所示。3塊試驗墻體鋼筋均為HRB400級鋼，水平分布鋼筋為10@300。SW1的邊緣暗柱的配筋為416，豎向分布鋼筋為8@200，SW2和SW3試件邊緣構(gòu)件穿孔插筋為每孔222，豎向分布鋼筋為8@300。根據(jù)16G101-1《混凝土結(jié)構(gòu)施工圖》[8]，三級抗震的剪力墻鋼筋連接的搭接長度不小于44.4倍直徑，SW2和SW3的豎向連接插筋為10和14，搭接長度分別為445 mm、622 mm。兩預(yù)制試件的豎向連接插筋埋入頂梁或地梁的一端均設(shè)置90°彎鉤，彎鉤長度分別為120 mm、168 mm。

a—試件SW1； b—試件SW2； c—試件SW3。圖1 試件平面 mmFig.1 Plan of specimens

a—試件SW1； b—試件SW2； c—試件SW3。圖2 試件立面及剖面 mmFig.2 The elevation and profile of specimens

1.2 材料性能

表1 混凝土立方體抗壓強(qiáng)度Table 1 Compressive strength of concrete cubes

表2 鋼筋強(qiáng)度實測值Table 2 Measured values of steel bar strength

1.3 加載制度

試驗加載裝置示意如圖3所示，墻體試件采用200 t千斤頂施加軸壓力，50 t液壓伺服作動器施加往復(fù)水平力。各試件加載時的豎向軸壓力根據(jù)軸壓比、試件的混凝土強(qiáng)度和尺寸確定，其中軸壓比為0.3，混凝土強(qiáng)度按規(guī)范[10]給出的換算公式由fcu,k確定，得出各試件豎向軸壓力分別為735，1 100，850 kN。施加豎向軸壓力保持恒定，然后采用位移控制模式施加水平方向低周反復(fù)荷載。當(dāng)墻體位移角小于1/1 000時，加載的位移峰值取3，6，9，13 mm，每級水平力反復(fù)1次；當(dāng)墻體角位移大于1/1 000時，每級加載的位移峰值取26，39，52，65，78，91 mm……，每級水平力反復(fù)2次，直至試件發(fā)生破壞。

圖3 加載裝置示意Fig.3 The schematic diagram of loading device

1.4 測點布置及量測內(nèi)容

在試驗中，利用實驗儀器對豎向軸壓力、水平荷載、鋼筋應(yīng)變、位移等參數(shù)進(jìn)行量測，SW3的位移測點及鋼筋應(yīng)變測點布置見圖4。荷載傳感器讀取施加于試件的荷載。試件的水平和豎向位移采用LVDT進(jìn)行測量，D1～D5為位移測點，其中D1和D2測點距墻底550 mm，D3～D5為不同高度處的測點，均布置在墻體中心線上。試件底座在荷載作用下的位移以及墻體與底座之間的相對豎向位移用百分表(B1～B5)進(jìn)行測量，B2、B3布置在墻底后澆縫處。

圖4 位移及鋼筋應(yīng)變測點布置Fig.4 Arrangements of measuring points for displacement and strain of rebars

2 試驗現(xiàn)象

剪力墻試件SW1～SW3在加載初期時處于線彈性階段，此時位移計讀數(shù)很小，墻體表面無變化。在荷載作用下，試件SW1的首條裂縫出現(xiàn)在墻身，試件SW2和SW3混凝土裂縫首先出現(xiàn)在墻體與底座之間的水平后澆縫處。加載至試件破壞之前，SW1墻身出現(xiàn)相對較多的裂縫，分布較密集，試件SW2、SW3墻身陸續(xù)出現(xiàn)裂縫。3個試件發(fā)生破壞時情況相似，墻底受壓區(qū)混凝土破碎剝落，豎向鋼筋發(fā)生彎曲。試件SW2和SW3墻身裂縫數(shù)量少于試件SW1。試件SW1～SW3破壞形態(tài)及裂縫分布見圖5。

a—試件SW1； b—試件SW2； c—試件SW3。圖5 試件破壞形態(tài)和裂縫分布Fig.5 Failure modes and crack distribution of specimens

2.1 SW1 試驗現(xiàn)象

SW1試件的加載位移為正向3.40 mm時，墻體表面出現(xiàn)第一條斜向裂縫，此時開裂荷載為102.77 kN，位移角為1/809。試驗位移加載至正向8 mm時，在試件的端部邊緣構(gòu)件和地梁的交界面出現(xiàn)水平裂縫。隨著荷載不斷增加，剪力墻試件從下至上出現(xiàn)多條水平和斜向裂縫。加載位移為負(fù)向12 mm時，出現(xiàn)第一條反向加載方向的水平彎曲裂縫。當(dāng)位移加載至50 mm時，墻體底部受壓區(qū)開始出現(xiàn)豎向裂縫，受壓區(qū)豎向裂縫隨著荷載增加，持續(xù)伸長變寬。加載位移達(dá)到70 mm，墻體底部受壓區(qū)混凝土出現(xiàn)明顯壓碎現(xiàn)象，局部混凝土剝落，鋼筋露出。當(dāng)位移加載至80 mm第二次位移循環(huán)時，荷載下降至峰值荷載的85%，終止試驗。

2.2 SW2 試驗現(xiàn)象

SW2墻體底部與地梁的交界面出現(xiàn)第一條水平裂縫時，加載位移為負(fù)向1.98 mm，開裂荷載為30.50 kN，位移角為1/1 389。試驗位移繼續(xù)加載至26 mm，墻體與底座交接處的裂縫基本貫通，同時在墻身出現(xiàn)正反方向的水平彎曲裂縫。當(dāng)試驗位移加載至負(fù)向52 mm時，墻體兩側(cè)的底部受壓區(qū)分別出現(xiàn)較嚴(yán)重的混凝土壓碎現(xiàn)象。隨著位移加載的進(jìn)行，墻體底部受壓破壞區(qū)域逐漸向上和向內(nèi)擴(kuò)展，同時在墻身形成多條交叉斜裂縫，邊緣構(gòu)件水平裂縫向上逐漸增多。當(dāng)位移加載至78 mm第二次加載循環(huán)時，荷載下降至峰值荷載的85%以下，標(biāo)志構(gòu)件破壞。

2.3 SW3 試驗現(xiàn)象

當(dāng)位移加載至負(fù)向2.85 mm時，墻體底部與底座交接處首先出現(xiàn)水平裂縫，此時開裂荷載為44.69 kN，位移角是1/965。位移加載至6 mm時，墻體底部與底座交接處的裂縫繼續(xù)延伸，并在正向加載受拉側(cè)產(chǎn)生墻身的水平彎曲裂縫。當(dāng)位移加載至26 mm時，墻體左右兩側(cè)分別出現(xiàn)多條水平裂縫，并且原有的水平裂縫向內(nèi)側(cè)下方繼續(xù)延伸，形成斜裂縫。位移加載達(dá)負(fù)向26 mm時墻體底部受壓區(qū)產(chǎn)生豎向裂縫，預(yù)制墻體與地梁交界面處水平裂縫貫通。在加載位移第二次達(dá)到26 mm加載循環(huán)時，墻體底部受壓區(qū)有混凝土剝落現(xiàn)象，預(yù)制墻底部后澆縫處的水平裂縫寬度增大，相應(yīng)的受壓側(cè)裂縫完全閉合。當(dāng)位移加載達(dá)到65 mm，墻體底部的水平貫通裂縫寬度達(dá)到4 mm。位移加載到78 mm，受壓側(cè)混凝土繼續(xù)剝落，試件邊緣構(gòu)件1根插筋被拉斷，墻體試件破壞，試驗停止。

3 試驗結(jié)果及分析

3.1 滯回曲線和骨架曲線

圖6為剪力墻試件荷載與水平位移關(guān)系的滯回曲線和骨架曲線。

a—試件SW1滯回曲線； b—試件SW2滯回曲線； c—試件SW3滯回曲線； d—試件SW1～SW3骨架曲線。圖6 試件滯回曲線及骨架曲線Fig.6 Hysteresis curves and skeleton curves of specimens

1)試件進(jìn)入屈服階段后，滯回曲線的形狀開始向“弓形”轉(zhuǎn)化，并出現(xiàn)一定的捏攏現(xiàn)象，反映出墻身混凝土開裂和壓碎等現(xiàn)象；3片剪力墻試件的滯回曲線形狀相差不大，曲線捏攏現(xiàn)象的差別不明顯，說明兩片裝配式混凝土剪力墻的抗震性能和現(xiàn)澆混凝土剪力墻相當(dāng)；各試件的滯回曲線均較為飽滿，說明有較好的耗能能力。

2)從骨架曲線可以看出，3個試件的初始曲線基本相同，說明裝配式剪力墻灌孔插筋的連接方式對墻體的初始剛度基本沒有影響。試件SW1和SW3的骨架曲線較接近，峰值荷載均低于試件SW2，主要是因為兩試件受到的豎向軸壓力小于試件SW2。

3.2 承載能力

表3為各剪力墻試件的開裂荷載、屈服荷載、峰值荷載以及峰值荷載下的剪力墻底截面彎矩試驗值Mt和計算值Mc，Mc由受彎構(gòu)件基本假設(shè)和截面平衡條件計算。由計算的結(jié)果可知，試件SW1和SW3的承載力相比于試件SW2較低，SW1和SW3的屈服荷載值、峰值荷載值相近，說明墻身混合布筋試件的受力性能比墻身對稱布筋的試件稍差，但能夠滿足承載性能的要求。

表3 剪力墻試件承載力試驗值Table 3 Test values of bearing capacity of shear wall specimens

3.3 變形能力

位移角θ=Δ/H，墻體底部到加載點(頂梁截面中心點)的高度H為2 750 mm，Δ為試件頂點水平位移。墻體頂點的開裂位移Δcr(位移角θcr)、屈服位移Δy(位移角θy)、峰值位移Δmax(位移角θmax)、極限位移Δu(位移角θu)和位移延性系數(shù)μΔ如表4所示，其中μΔ=Δu/Δy。

表4 試件位移、位移角及延性系數(shù)Table 4 Displacement, displacement angles and ductility coefficients of specimens

所有試件的水平位移延性系數(shù)滿足鋼筋混凝土結(jié)構(gòu)的延性比大于3的要求[11]；各試件開裂時的位移角在1/793～1/524之間，大于抗震規(guī)范[12]對剪力墻結(jié)構(gòu)彈性位移角限值1/1000；各試件的極限位移角在1/40～1/36之間，大于抗震規(guī)范[12]對剪力墻結(jié)構(gòu)彈塑性位移角限值1/120，說明本次試驗的試件SW1～SW3能夠滿足現(xiàn)行結(jié)構(gòu)抗震規(guī)范[12]的設(shè)防目標(biāo)要求。

3.4 剛度退化

圖7為各試件的剛度退化規(guī)律曲線。結(jié)果表明：1)3個剪力墻試件的剛度退化規(guī)律相差不大，各試件在加載前期剛度退化較快，當(dāng)位移角達(dá)到1/65時，各試件剛度退化速率減小，剛度值趨于一致。2)試件SW2和SW3的初始剛度要大于試件SW1，說明邊緣構(gòu)件穿孔插筋的配筋方式能夠有效地減少墻體裂縫，增加墻體的剛度。試件SW2比SW3的剛度大，主要是因為制作SW2的混凝土強(qiáng)度偏高所致。

圖7 試件剛度退化曲線Fig.7 Stiffness degradation curves of specimens

3.5 耗能能力

圖8為剪力墻試件SW1～SW3的等效阻尼系數(shù)在加載過程中的變化曲線。he值越大，表明試件的耗能能力越好。

圖8 等效黏滯阻尼系數(shù)曲線Fig.8 Equivalent viscous damping coefficient curves

結(jié)果表明：在屈服前，各試件的he值隨位移的增加而降低，試件SW3的耗能能力比試件SW2的差；屈服后，he值隨位移的增加而增加，墻身減少連接的預(yù)制試件的耗能能力表現(xiàn)較好；灌芯裝配式剪力墻試件SW2和SW3的耗能能力均比現(xiàn)澆剪力墻試件SW1強(qiáng)。

4 結(jié)束語

由墻身豎向混合布筋的灌芯裝配式混凝土剪力墻抗震性能試驗研究可以得出如下結(jié)論：

1)各試件的破壞形態(tài)相似，均發(fā)生壓彎破壞，墻體底部受壓區(qū)混凝土被壓碎，破壞時SW3墻身裂縫數(shù)量少于另外兩個試件；試驗所采用的鋼筋搭接連接方式滿足設(shè)計要求，預(yù)制構(gòu)件混凝土與灌孔澆筑的混凝土之間沒有明顯的滑移現(xiàn)象。

2)豎向混合布筋的裝配式剪力墻抗彎承載力比對稱布筋的裝配式剪力墻稍低，與現(xiàn)澆剪力墻抗彎承載力相當(dāng)；各試件的位移延性系數(shù)在3.8～4.4之間；開裂位移角在1/793～1/524之間；極限位移角在1/40～1/36之間。各試件位移延性系數(shù)和位移角滿足《建筑抗震設(shè)計規(guī)范》對抗震墻的要求。

3)墻身采用豎向混合布筋的方式比混合布筋的灌芯剪力墻的剛度略??；兩片預(yù)制試件的耗能能力均比現(xiàn)澆剪力墻試件強(qiáng)。

4)總體試驗結(jié)果表明，墻身減少豎向連接的剪力墻抗震性能比灌芯裝配式混凝土剪力墻的抗震性能稍差，但綜合考慮，兩個灌芯剪力墻試件對比現(xiàn)澆試件有較好的抗震性能。本試驗?zāi)軌驗楣嘈狙b配式混凝土剪力墻結(jié)構(gòu)技術(shù)規(guī)?；瘧?yīng)用提供試驗依據(jù)。