陳俊達 谷 倩 段 攀 王 翔 田 水 譚 園

(1.武漢理工大學土木工程與建筑學院, 武漢 430070; 2.美好建筑裝配科技有限公司, 武漢 430071)

0 引 言

基于住宅產業(yè)化的需求,預制結構具有良好的發(fā)展前景[1],而疊合剪力墻結構作為預制結構發(fā)展的重要組成部分在高層民用建筑上應用廣泛。雙面疊合混凝土剪力墻是將在工廠預制的內、外葉混凝土墻板通過三角鋼筋桁架連接,裝配施工時在芯層后澆混凝土形成整體的一種剪力墻結構[2-3],結構形式見圖1。

a—沿高度方向; b—沿長度方向。

在實際結構工程中,剪力墻通常會承受軸向壓力和截面彎矩的共同作用,處于偏心受壓狀態(tài)。隨著城市人口的增加和土地資源的減少,中高層住宅的數量日益增多,其底層剪力墻所受壓力也隨之增大,因此對剪力墻偏心受壓性能的研究變得尤為重要。國內外學者對墻體偏心受壓性能進行了一系列試驗研究,Hou等對預制節(jié)段鋼筋混凝土墻進行偏壓試驗[4],試驗結果表明具有足夠黏結強度的預制節(jié)段鋼筋混凝土墻在偏壓荷載下墻體內會形成塑性區(qū)。Amin對12片橡膠混凝土灌漿墻進行偏壓試驗[5],結果發(fā)現較高的偏心率對墻體行為響應有不利影響,并且較高的偏心率水平下,墻體發(fā)生彎曲,壁面上部過早破壞,形成整體屈曲。董晶對預制輕質混凝土墻板的偏心受壓性能試驗研究結果表明,在偏心線荷載和偏心集中荷載作用下,墻板均發(fā)生局部受壓破壞,隨著偏心距的增加,試件承載力減小[6]。以上研究主要針對實心混凝土墻的偏心受壓性能,而對雙面疊合混凝土剪力墻的研究還集中于軸壓性能[7-11]和抗震性能[12-14],國內外鮮見對偏心受壓性能研究的文獻。

相較于現澆混凝土剪力墻,雙面疊合混凝土剪力墻的墻身含有中間芯層,導致了預制-后澆混凝土疊合面的出現。而雙面疊合混凝土剪力墻在大偏心荷載作用下的受壓性能尚待研究,因此對雙面疊合混凝土剪力墻進行大偏心受壓性能試驗研究非常重要。GB/T 51231—2016《裝配式混凝土建筑技術標準》[15]第A.0.9條明確規(guī)定“鋼筋桁架應與兩層分布筋網片可靠連接”,并未對鋼筋桁架和分布筋的連接形式做出具體說明。在實際工程中,鋼筋桁架與網片筋采用綁扎連接,為保證連接性能,在鋼筋桁架和分布筋的各交接處都進行了綁扎,該種連接需要消耗大量時間及人工成本,若將連接部位進行優(yōu)化,則可簡化連接工藝,降低成本。而雙面疊合混凝土剪力墻在大偏心豎向荷載下,鋼筋桁架與分布筋網片的連接部位進行優(yōu)化后,它是否具有良好的整體工作性能,能否表現出可靠的受力特性,有待進一步的探索。

因此為研究鋼筋桁架與網片筋的連接形式、鋼筋桁架的連接部位對雙面疊合混凝土剪力墻大偏心受壓性能的影響,本文設計了3片雙面疊合混凝土剪力墻試件進行大偏心受壓試驗,對比研究其破壞形態(tài)、承載能力、變形能力、鋼筋應變等力學性能。

1 試驗概況

1.1 試件設計

本次試驗設計并制作了3片雙面疊合混凝土剪力墻試件DPCW-1、DPCW-2、DPCW-3,試件參數見表1。由于試驗設備高度限制,將大偏心受壓構件的邊界條件設置為底端固定、上端自由,大偏心受壓構件的計算長度系數取2,試件高度取實際層高的一半,偏心距設置為150 mm。

表1 試件設計參數

圖2是雙面疊合混凝土剪力墻試件配筋圖,各剪力墻試件尺寸一致,其高×寬×厚為 1 350 mm×1 500 mm×200 mm。其中預制板厚度為50 mm,后澆芯層厚度為100 mm;混凝土保護層厚度為15 mm;邊緣構件里的豎向鋼筋直徑為12 mm,間距為170 mm;墻身的豎向分布鋼筋直徑為8 mm,間距為170 mm;水平分布鋼筋直徑為8 mm,間距為200 mm。桁架筋的腹筋直徑為6 mm,上、下弦筋直徑分別為8 mm、6 mm。

圖2 雙面疊合混凝土剪力墻試件配筋 mm

圖3是鋼筋網片與桁架筋連接部位示意,圖4是鋼筋網片與桁架剛架筋連接形式對比。其中,圖3a代表下弦筋側(A面)全部連接、上弦筋側(B面)兩端連接;圖3b代表下弦筋側(B面)全部連接,上弦筋側(B面)全部連接。

a—DPCW-1; b—DPCW-2和DPCW-3。A面板側鋼筋網片與鋼筋桁架的連接部位;B面板側鋼筋網片與鋼筋桁架的連接部位。

a—綁扎; b—焊接。

1.2 材料性能

雙面疊合剪力墻混凝土強度等級為C35。試件澆筑時,根據GB/T 50081—2002《普通混凝土力學性能試驗方法標準》[16]每批制作邊長為150 mm的3個立方體標準試塊,實測混凝土力學性能見表2。試件鋼材級別有HPB300和HRB400E兩種,根據GB/T 228.1—2021《金屬材料 拉伸試驗 第1部分:室溫試驗方法》[17]每種鋼材預留5根,實測鋼材力學性能見表3。

表2 混凝土力學性能

表3 鋼材力學性能

1.3 加載裝置

如圖5所示,試驗使用WAW-J10000型電液伺服多功能結構試驗機實現豎向力的加載,試驗機最大加載量程為10 000 kN[7]。為模擬一端固定,一端懸臂的邊界條件,底部固定端通過兩塊角鋼將剪力墻試件的A、B面預制板夾緊,角鋼通過螺桿與地面進行固定,同時角鋼兩端通過螺桿對穿固緊。頂部懸臂端則通過光滑高強鋼棒消除水平力,以保證頂部僅承受豎向力,從而滿足懸臂端要求。

圖5 加載裝置

1.4 加載方案

本次試驗采用力控制單調加載,預加載分三級加載至120 kN,每級持荷5 min。預加載結束后分3次卸荷,卸荷至零后進行正式加載。正式加載時,鋼筋屈服前,每級荷載增量為120 kN,持荷時間10 min。當荷載加載至接近屈服荷載時,每級荷載增量為60 kN,持荷時間10 min,直至試件破壞。

1.5 測點布置

位移計布置如圖6a所示,試件頂部有4個豎向位移計監(jiān)測試件的豎向位移變化,預制板兩側布置9個側向位移計監(jiān)測試件的側向位移變化。圖6b展示了疊合試件的鋼筋測點布置,共設置34個鋼筋應變片,以獲取鋼筋在偏壓過程中的應變。

a—位移計布置; b—疊合試件鋼筋應變測點布置。

2 試驗結果及分析

2.1 試驗現象分析

對上述3片雙面疊合混凝土剪力墻進行大偏心受壓試驗,各試件破壞過程大致相同,見圖7。破壞始于B面(受拉側)混凝土開裂,出現多條水平裂縫并貫通整個墻面。隨后B面豎向鋼筋相繼屈服,各水平裂縫寬度不斷增大,最終形成一條主裂縫。極限破壞時,A面(受壓側)混凝土壓碎。這屬于典型的大偏心受壓延性破壞,從受力過程與破壞形態(tài)可以大致分為3個階段:

a—DPCW-1; b—DPCW- 2; c—DPCW-3。

1)彈性階段。加載初期,混凝土拉應變未達到混凝土極限抗拉應變,試件未開裂,且鋼筋應變較小。因此混凝土和鋼筋能很好地協同工作,試件受力呈彈性狀態(tài),荷載-側向撓度呈線性增長;2)裂縫開展階段。當荷載達到360 kN時,混凝土的拉應變超過混凝土極限抗拉應變,出現第一條水平裂縫。隨著荷載的增加,試件B面相繼出現多條水平裂縫,貫通整個墻面,并延伸至側面。荷載-側向位移曲線斜率降低,此時試件由線彈性狀態(tài)轉變?yōu)榉菑椥誀顟B(tài);3)受拉側鋼筋屈服,受壓側混凝土壓碎階段。隨著荷載增加,受拉側鋼筋應變超過屈服應變,各水平裂縫的寬度逐步增加。同時,荷載-撓度曲線斜率變化加快,曲線接近水平。極限破壞時,受壓側混凝土壓碎,主裂縫達到3 mm以上。

DPCW-3的A、B面中部相對應的位置均出現豎向貫通裂縫。分析認為,該試件上、下弦筋與網片水平筋全部焊接連接,在受壓作用下,其網片有壓彎的趨勢,由于桁架筋的上、下弦筋與網片焊接,會對分布筋起到拉結的作用,隨著荷載增加,腹筋的鋼筋應變越來越大,最終屈服,這導致墻板部分的預制-后澆混凝土疊合面開裂,而試件兩端的邊緣構件部分的疊合面未開裂,因此導致豎向貫通裂縫的產生。

試件加載至破壞時,試件DPCW-1、DPCW-2的最大寬度裂縫出現在B面墻高中部附近,A面墻板中部出現混凝土壓碎,而試件DPCW-3的最大寬度裂縫出現在牛腿與B面墻板交匯處,A面墻板頂部出現混凝土壓碎。

2.2 承載力分析

取各試件B面受拉區(qū)出現第一條裂縫時豎向作動器顯示的荷載作為開裂荷載,取試件破壞時豎向作動器顯示的荷載作為峰值荷載。通過荷載-撓度曲線,并利用等值能量法[18]確定屈服荷載,各試件荷載見表4。

表4 試件各階段荷載值

上、下弦筋與網片筋均全部綁扎的試件DPCW-2的峰值荷載比下弦筋與鋼筋網片全部綁扎、上弦筋與鋼筋網片兩端綁扎的試件DPCW-1的峰值荷載高1.0%,這表明采用綁扎連接方式疊合剪力墻的綁扎部位對疊合剪力墻峰值承載力影響較小。

上、下弦筋與鋼筋網片采用焊接的試件DPCW-3的峰值荷載比上、下弦筋與網片筋采用綁扎的試件DPCW-2的峰值荷載高7.6 %,這表明采用焊接連接方式可以提高試件的峰值荷載。

2.3 荷載-撓度曲線

疊合剪力墻試件的荷載-撓度曲線(墻頂側移)如圖8所示。

a—連接部位不同; b—連接方式不同。

從各剪力墻試件荷載-撓度曲線對比圖可以得出以下結論:

1)下弦筋與鋼筋網片全部綁扎、上弦筋與鋼筋網片兩端綁扎的試件DPCW-1和上、下弦筋與網片筋均全部綁扎的試件DPCW-2的極限撓度、極限承載力、剛度退化相似,這表明上弦筋綁扎的部位對疊合剪力墻剛度影響不大;

2)上、下弦筋與鋼筋網片采用焊接的試件DPCW-3比上、下弦筋與網片筋采用綁扎的試件DPCW-2的剛度大,這表明采用焊接連接方式有利于提高試件的剛度。

2.4 鋼筋應變分析

沿各剪力墻試件高度方向共設置了3排鋼筋應變片,下、中、上的編號依次代表D、E、F,取應變最明顯的F排鋼筋應變進行分析。根據鋼筋材性試驗結果得到鋼筋的屈服應變?yōu)?.250×10-3,圖9中各鋼筋應變圖中的紅色虛線為鋼筋屈服應變。由于各試件加載到最終破壞的過程中,其箍筋的鋼筋應變很小,因此各試件箍筋的應變不放入鋼筋應變圖中。

a—DPCW-1; b—DPCW-2; c—DPCW-3。

對試件DPCW-1,當荷載達到1 560 kN時,豎向鋼筋F8屈服;當荷載達到1 680 kN時,豎向鋼筋F5屈服。且當荷載達到1 816 kN,豎向鋼筋F8′受壓屈服,最后試件破壞。對試件DPCW-2,當荷載達到1 440 kN時,豎向鋼筋F5屈服;當荷載達到1 560 kN時,豎向鋼筋F8屈服。當荷載達到1 835 kN時,豎向鋼筋F8屈服,試件破壞。對試件DPCW-3,當荷載達到1 200 kN時,腹筋F6應變發(fā)生突變,超過屈服應變。分析認為,由于桁架腹筋與桁架的上下弦筋焊接,桁架的腹筋沿墻高的分力能有效參與到剪力墻的豎向受力,同時由于腹筋直徑為6 mm,因此腹筋F6率先屈服。當荷載達到1 680 kN時,豎向鋼筋F5屈服;當荷載達到1 800 kN時,豎向鋼筋F3屈服,當荷載達到1 975 kN時,試件破壞。

從各雙面疊合混凝土剪力墻試件荷載-鋼筋應變可以得出以下結論:

1)荷載加載初期,各荷載-應變曲線呈線性。當荷載加載到開裂荷載(360 kN)時,各豎向鋼筋應變增長速度加快,曲線斜率降低。各試件A面豎向鋼筋均受壓,B面豎向鋼筋均受拉,桁架筋上弦筋受壓,下弦筋受拉。箍筋和水平筋的鋼筋應變不大。

2)各試件均觀察到桁架筋上弦筋屈服的現象,且上、下弦筋鋼筋應變大致與豎向受力鋼筋應變規(guī)律相似,說明桁架筋的上、下弦筋在雙面疊合剪力墻承受大偏心荷載時參與受力。

3)上、下弦筋與鋼筋網片采用焊接的試件DPCW-3腹筋屈服,這表明該試件腹筋充分發(fā)揮了作用,由于焊接,桁架筋與鋼筋網片形成一個整體,桁架的腹筋沿墻高的豎向分力能有效參與剪力墻的豎向受力,沿水平方向可有效防止疊合面開裂,因此

能充分發(fā)揮桁架筋作用。

3 有限元分析

采用ABAQUS有限元軟件進行模擬,在驗證模擬結果與試驗吻合的情況下,進行偏心距和黏結系數的參數補充。

3.1 材料本構關系

鋼筋采用雙折線彈塑性模型,如圖10所示。其斜率取0.01Es,其力學性能采用實測值,屈服準則為von Mises準則,切線模量取彈性模量的5%,極限應變取0.12,泊松比選0.25[19]。

圖10 鋼筋雙折線模型

根據GB 50010—2010《混凝土結構設計規(guī)范》[20]采用適用于鋼筋混凝土結構的混凝土塑性損傷模型(CDP模型),采用等向強化Mises屈服準則,鋼筋和混凝土本構如圖11所示。

a—單軸受拉; b—單軸受壓。

3.2 網格劃分及邊界條件

混凝土預制板及混凝土芯層選用C3D8R實體單元進行模擬,鋼筋網片及桁架筋選用T3D2桁架單元進行模擬,模型的網格尺寸大小為50 mm,如圖12所示。

圖12 網格劃分

對疊合墻體的底部,將x,y,z三個方向的位移全部約束為0;對疊合墻的頂部,在加載端設置參考點,設置試件頂面與參考點之間的位移耦合約束,沿豎向荷載方向設置位移(本次模擬設y=-150 mm),沿偏心方向不限制位移來模擬疊合墻體頂部偏壓工況,如圖13所示。

圖13 約束條件

3.3 有限元模型驗證

通過模擬雙面疊合混凝土剪力墻DPCW-1在大偏心(150 mm)受壓荷載作用下的受力性能,得到雙面疊合混凝土剪力墻試件在試驗及有限元計算值下的荷載-撓度曲線如圖14所示,曲線變化規(guī)律較為一致,并且有限元計算值的峰值荷載、極限撓度與試驗值接近,兩者之間的差值在10%以內。

圖15為試件DPCW-1在極限狀態(tài)下的混凝土損傷分布云圖。由圖可知,極限破壞時,受拉區(qū)混凝土的損傷塑性達到0.9以上,整個墻面受拉損傷分布基本一致。受壓面中部受壓損傷較大,預制板與芯層的受拉損傷較大,這表明墻面裂縫經過疊合面延伸至芯層,這與試驗現象基本吻合。

a—混凝土受拉損傷; b—混凝土受壓損傷。

3.4 參數分析

為了考察偏心距、預制-后澆混凝土疊合面黏結系數等因素對墻體穩(wěn)定性能的影響,建立相關剪力墻數值模型進行偏壓性能數值分析,具體變化參數及模擬結果如表5所示。

表5 參數分析模型

3.4.1偏心距

本次試驗的偏心距為150 mm,為進一步研究雙面疊合混凝土剪力墻試件在不同偏心距下的偏心受壓性能,在試件DPCW-1的有限元模型的基礎上補充了偏心距為30 mm和90 mm的參數分析,偏心距為30 mm的試件為小偏心受壓狀態(tài),偏心距120 mm為不出模型平面的大偏心受壓狀態(tài)。

雙面疊合混凝土剪力墻試件DPCW-A-1在偏心距30,90,150 mm下的荷載-撓度曲線如圖16所示,由圖可知,各偏心距下的曲線走勢基本一致,試件屈服之前,曲線基本呈直線。試件屈服后,曲線的斜率降低,試件破壞時,曲線接近水平。

由圖17可知,偏心距為30 mm的有限元模型出現了典型的小偏心受壓破壞,極限破壞時,受壓側豎向鋼筋屈服,受拉側鋼筋未屈服,受壓側混凝土被壓碎,受拉側混凝土受拉損傷很低,預制-后澆混凝土疊合面開裂,同時鋼筋桁架腹筋應力較大,其中,靠近受壓側位置超過屈服應變。

a—混凝土受拉損傷; b—混凝土受壓損傷; c—鋼筋Mises應力,MPa; d—A面預制板開裂。

由圖18可知,偏心距為90 mm的有限元模型為典型大偏心受壓破壞,極限破壞時,首先受拉側鋼筋屈服,隨后受壓側鋼筋屈服,受壓側混凝土被壓碎,受拉側混凝土開裂,鋼筋桁架腹筋未屈服。

a—混凝土受拉損傷; b—混凝土受壓損傷; c—鋼筋Mises應力,MPa。

由表5可知,偏心距90 mm的疊合剪力墻試件比偏心距30 mm的疊合剪力墻試件的極限承載力降低了41.2%,極限側向位移增加了150%;偏心距150 mm的疊合剪力墻試件比偏心距90 mm的疊合剪力墻試件的極限承載力減少了63.4%,極限側向位移增加了26.2%,表明隨著偏心距的增大,各試件極限承載力減小,極限撓度增大。

3.4.2預制-后澆混凝土疊合面黏結系數

為進一步研究雙面疊合混凝土剪力墻試件在不同黏結系數下的偏心受壓性能,因此補充了定義黏結系數為0.1、0.9的計算參數分析。雙面疊合混凝土剪力墻試件DPCW-A-1在不同疊合面黏結系數下的荷載-撓度對比曲線如圖19所示,不同黏結系數下疊合剪力墻試件的極限位移和極限承載力見表5。

根據分析可得,各黏結系數下的荷載-撓度曲線規(guī)律一致,試件屈服前,曲線基本呈直線。當黏結系數從0.1增長到0.9時,其峰值承載力從1 950 kN增長至2 040 kN,增長4.6%,增長幅度較小,這是因為黏結系數主要影響疊合面的開裂,由于在本研究中黏結系數在0.1到0.9時疊合面均未開裂,因此其峰值承載力相近。

4 結 論

1)各試件均表現出典型的大偏心受壓延性破壞,雙面疊合剪力墻在達到極限荷載時,上弦筋所在一側墻板(B面)出現多條水平裂縫并貫通,豎向受拉鋼筋屈服,下弦筋所在一側墻板(A面)混凝土被壓碎。

2)下弦筋與鋼筋網片全部綁扎、上弦筋與鋼筋網片兩端綁扎的試件DPCW-1和上、下弦筋與鋼筋網片均全部綁扎的試件DPCW-2,在大偏心受壓下的破壞形態(tài)、承載能力、剛度退化特征相似,在預制構件的生產中上弦筋與鋼筋網片的連接可采用兩端綁扎的方式代替全部綁扎,以簡化連接工藝。

3)上、下弦筋與鋼筋網片采用焊接連接的試件(DPCW-3)的峰值荷載以及整個加載過程中的剛度都比上、下弦筋與網片筋采用綁扎的試件(DPCW-2)高,說明改變桁架筋與鋼筋網片的連接方式會影響雙面疊合剪力墻大偏心受壓力學性能。

4)各試件均觀察到桁架筋上弦筋屈服的現象,且上、下弦筋鋼筋應變大致與豎向受力鋼筋應變規(guī)律相似,說明桁架筋的上、下弦筋在雙面疊合剪力墻承受大偏心荷載時參與受力。

5)在采用本文有限元模型的數值模擬中,剪力墻試件的承載力、損傷分布區(qū)域與試驗結果吻合較好。參數分析結果表明,當改變試件的偏心距時,隨著偏心距的增大,各試件極限承載力減小,極限撓度增大;改變雙面疊合剪力墻預制-后澆混凝土疊合面黏結系數對疊合剪力墻的極限承載力和剛度影響不大。