劉澤龍,汪夢(mèng)甫

(湖南大學(xué) 土木工程學(xué)院,湖南 長(zhǎng)沙 410082)

0 引言

裝配式混凝土結(jié)構(gòu)具有節(jié)能環(huán)保、施工時(shí)間短、人工和材料消耗少等工程技術(shù)特點(diǎn)[1]。目前,在我國(guó)綠色低碳的經(jīng)濟(jì)發(fā)展理念推動(dòng)下,裝配式混凝土結(jié)構(gòu)研究和應(yīng)用的發(fā)展較大。按照結(jié)構(gòu)體系的特征,裝配式混凝土結(jié)構(gòu)可以主要分為裝配式混凝土剪力墻結(jié)構(gòu)體系和裝配式混凝土框架結(jié)構(gòu)體系[2]。裝配式混凝土剪力墻結(jié)構(gòu)體系的主要抗側(cè)力構(gòu)件之一為裝配整體式混凝土剪力墻。在裝配整體式混凝土剪力墻的設(shè)計(jì)和施工中,水平連接節(jié)點(diǎn)的可靠性尤其重要,節(jié)點(diǎn)接縫處的施工冗余度和結(jié)構(gòu)應(yīng)力傳遞可靠度是其中的關(guān)鍵因素[3],也是設(shè)計(jì)和施工的難點(diǎn),并且,在2010年、2011年新西蘭基督城發(fā)生的地震中表明裝配式剪力墻容易發(fā)生底部剪切滑移破壞。

已有試驗(yàn)表明在裝配整體式剪力墻中內(nèi)置鋼板暗支撐有可能成為一種提高墻體抗震性能的合理方式,如PAULAY等[4]在現(xiàn)澆剪力墻墻身中內(nèi)置斜向鋼筋,試驗(yàn)結(jié)果表示其斜向鋼筋可以有效地提高剪力墻底部抗剪切滑移破壞的能力;汪夢(mèng)甫等[5]在裝配式疊合板剪力墻中內(nèi)置鋼板暗支撐,試驗(yàn)表明鋼板暗支撐可以有效地提高剪力墻的抗彎承載力、延性和耗能能力。但是在裝配整體式剪力墻的預(yù)制墻身中內(nèi)置鋼板暗支撐,墻身水平連接節(jié)點(diǎn)位置鋼板暗支撐在施工現(xiàn)場(chǎng)安裝時(shí)將需要比較大的施工允許尺寸偏差冗余度,因此如何連接上下相鄰墻身或者墻身與基礎(chǔ)梁之間的鋼板暗支撐,并且保證其可靠的傳力路徑成為一個(gè)有待研究的問(wèn)題。

對(duì)于墻身內(nèi)置斜向支撐的現(xiàn)澆和裝配式混凝土剪力墻,斜向支撐的連接方式通常有螺栓連接、焊接連接和錨固連接3種。如XING等[6]對(duì)4片內(nèi)置型鋼桁架現(xiàn)澆剪力墻進(jìn)行試驗(yàn),墻身內(nèi)部斜向槽鋼采用螺栓與豎向型鋼柱相連;方明霽等[7]對(duì)2片帶斜向鋼板的內(nèi)置型鋼桁架現(xiàn)澆混凝土剪力墻進(jìn)行試驗(yàn),墻身內(nèi)部斜向鋼板采用焊接連接與四周的型鋼框架相連;吳曦等[8]對(duì)帶鋼板暗支撐的裝配式疊合板剪力墻進(jìn)行試驗(yàn),墻身內(nèi)部鋼板暗支撐直接錨固于基礎(chǔ)梁之內(nèi)。以上各種方式,斜向支撐均在混凝土澆筑前安裝,施工安裝所需的允許尺寸偏差冗余度較小,而對(duì)于裝配整體式剪力墻,鋼板暗支撐一般與預(yù)制墻身一起在工廠預(yù)制,然后運(yùn)送至現(xiàn)場(chǎng)安裝,安裝時(shí),鋼板暗支撐所需的允許尺寸偏差冗余度將變大。

為解決裝配整體式剪力墻鋼板暗支撐在墻身與基礎(chǔ)梁和上下墻身水平連接節(jié)點(diǎn)處的連接可靠度問(wèn)題,本文采用雙面角焊縫焊接作為鋼板暗支撐的連接方式,設(shè)計(jì)1片雙層帶暗支撐裝配整體式剪力墻,墻身水平連接節(jié)點(diǎn)的縱向鋼筋采用螺旋箍筋約束連接,并設(shè)計(jì)1片對(duì)應(yīng)的雙層帶暗支撐現(xiàn)澆剪力墻作為對(duì)比,通過(guò)對(duì)2片剪力墻試件進(jìn)行低周往復(fù)加載試驗(yàn),研究雙面角焊縫連接方式的可操作性和傳力可靠性,并研究雙層帶暗支撐裝配整體式剪力墻的破壞特征、滯回性能、剛度退化能力和耗能能力等抗震性能,從而為該類型裝配整體式剪力墻的工程應(yīng)用提供理論依據(jù)。

1 試驗(yàn)概況

1.1 試件設(shè)計(jì)與制作

本試驗(yàn)設(shè)計(jì)一個(gè)雙層裝配整體式帶鋼板暗支撐混凝土剪力墻試件和一個(gè)雙層現(xiàn)澆帶鋼板暗支撐混凝土剪力墻試件,2個(gè)試件分別編號(hào)為PC2試件和RC2試件。其中,RC2試件為對(duì)照試件,而PC2試件采用螺旋箍筋約束連接作為墻身縱向鋼筋搭接方式,上下2層墻身安裝時(shí)內(nèi)置鋼板暗支撐采用焊接連接。2個(gè)試件的幾何尺寸相同,均由基礎(chǔ)梁、上下2片墻身、樓板和加載梁組成?；A(chǔ)梁的長(zhǎng)寬高尺寸分別為2400 mm × 560 mm × 400 mm,上下2片墻身的高寬厚尺寸為1450 mm × 1400 mm × 160 mm,樓板的高寬長(zhǎng)尺寸為120 mm × 560 mm × 1800 mm,加載梁的長(zhǎng)寬高尺寸為1400 mm × 250 mm × 350 mm。試件剪跨比為2.282,軸壓比為0.1。試件主要試驗(yàn)參數(shù)和幾何尺寸如表1和圖1所示。

表1 剪力墻試件主要試驗(yàn)參數(shù)Table 1 Main test parameters of shear wall specimens

圖1 試件幾何尺寸及配筋Fig.1 Dimensions and reinforcement details of the specimens

現(xiàn)澆剪力墻RC2試件的制作過(guò)程為,基礎(chǔ)梁首先澆筑,然后墻身、樓板和加載梁一次整體澆筑成型。裝配式剪力墻PC2試件的制作過(guò)程為,基礎(chǔ)梁、一二層墻身首先澆筑,墻身下部均設(shè)置后澆帶,以便于鋼板暗支撐連接和縱向鋼筋搭接;吊裝一層墻身至基礎(chǔ)梁上,墻身縱向鋼筋通過(guò)螺旋箍筋連接,鋼板暗支撐通過(guò)雙面角焊縫焊接,混凝土澆筑后澆帶;綁扎樓板鋼筋,吊裝二層墻身至樓板上方,將二層墻身與下部墻身以相同方式連接,澆筑樓板混凝土,澆筑二層墻身后澆帶;澆筑加載梁?，F(xiàn)澆及裝配式剪力墻試件制作現(xiàn)場(chǎng)如圖2所示。

圖2 試件制作現(xiàn)場(chǎng)Fig.2 Construction of the specimens

1.2 材料力學(xué)性能

試件澆筑混凝土采用C30等級(jí)。依據(jù) GB/T 50081—2019《混凝土物理力學(xué)性能試驗(yàn)方法標(biāo)準(zhǔn)》[10],在試件依次澆筑時(shí)每次各預(yù)留3個(gè)邊長(zhǎng)為150 mm的立方體試塊,測(cè)得混凝土立方體抗壓強(qiáng)度如表2所示。試件鋼筋及鋼板暗支撐采用的鋼材為HRB400、HPB300和Q235這3個(gè)級(jí)別,依據(jù)GB/T 228.1—2021《金屬材料拉伸試驗(yàn) 第1部分:室溫試驗(yàn)方法》[11], 在構(gòu)件制作過(guò)程中取樣,并進(jìn)行拉伸試驗(yàn)。鋼材力學(xué)性能如表3所示。

表2 混凝土材料力學(xué)性能Table 2 Mechanical properties of the concrete構(gòu)件編號(hào)澆筑位置立方體抗壓強(qiáng)度f(wàn)cu/MPaRC2全部墻身及樓板37.0PC2一二層預(yù)制墻身36.8一層后澆區(qū)37.3樓板36.9二層后澆區(qū)37.0表3 鋼材材料力學(xué)性能Table 3 Mechanical properties of the steel鋼材級(jí)別鋼材尺寸/mm屈服強(qiáng)度f(wàn)y/MPa極限強(qiáng)度 fu/MPa鋼材用途HPB300D=6395.7533.2約束邊緣構(gòu)件箍筋HRB400D=10466.3634.2墻身分布鋼筋HRB400D=12459.1627.8約束邊緣構(gòu)件縱筋Q235t=4.5262.2421.1鋼板暗支撐

1.3 試驗(yàn)裝置及加載制度

本試驗(yàn)于湖南大學(xué)結(jié)構(gòu)實(shí)驗(yàn)室完成,試驗(yàn)的加載制度為低周往復(fù)加載,加載裝置如圖3所示。試件基礎(chǔ)梁由兩端地腳錨栓和約束止滑千斤頂固定于剛性地面。試件所受豎向荷載由一臺(tái)100 t液壓千斤頂施加,千斤頂下設(shè)置分配梁,豎向荷載由分配梁傳遞至試件頂部加載梁。試件所受水平荷載由一臺(tái)50 t電液伺服作動(dòng)器施加于試件頂部加載梁中心。試件兩側(cè)各設(shè)置2個(gè)側(cè)向支撐,側(cè)向支撐頂部通過(guò)滑輪與試件相接,以約束試件在試驗(yàn)過(guò)程中的平面外位移。

圖3 試驗(yàn)加載裝置Fig.3 Test loading setup

本次試驗(yàn)加載制度設(shè)計(jì)參考JGJ/T 101—2015《建筑抗震試驗(yàn)規(guī)程》[12]和ACI 374.2R-13[13],試驗(yàn)采用位移控制加載,加載控制點(diǎn)為試件加載梁中心位置,加載制度如圖4所示。試驗(yàn)設(shè)計(jì)軸壓比為0.1,豎向荷載為320 kN,水平荷載加載前,首先將豎向荷載通過(guò)千斤頂加載至320 kN,并在試驗(yàn)加載全程監(jiān)控豎向荷載,保持其基本恒定不變。剪力墻試件的預(yù)估屈服層間位移角為1.0%,為方便加載,設(shè)計(jì)水平加載為:預(yù)加載后,每一級(jí)加載為單循環(huán),加載至加載循環(huán)幅值為30 mm(層間位移角0.94%),從加載循環(huán)幅值為45 mm(層間位移角1.41%)起,每一級(jí)加載轉(zhuǎn)為三循環(huán)。層間位移角為剪力墻頂部水平位移與剪跨高度3.195 m的比值。當(dāng)剪力墻試件承載力下降至峰值承載力的85%或者剪力墻試件不適合繼續(xù)加載時(shí)停止試驗(yàn)。

圖4 加載制度圖Fig.4 Loading system

1.4 測(cè)量?jī)?nèi)容及測(cè)點(diǎn)布置

為測(cè)量試件的受力與變形特征,本次試驗(yàn)在試件相應(yīng)位置設(shè)置力傳感器、LVDT位移計(jì)、千分表和應(yīng)變片,測(cè)點(diǎn)布置如圖5所示。試件所受豎向荷載由試件頂部千斤頂下的力傳感器測(cè)量,所受水平荷載由電液伺服作動(dòng)器內(nèi)置力傳感器測(cè)量。試件一層和頂部水平位移分別由2個(gè)LVDT位移計(jì)(D7和D8)測(cè)定。試件一層墻體與基礎(chǔ)梁之間的水平相對(duì)滑移由一層墻體底部千分表測(cè)量(D6),試件墻身截面與基礎(chǔ)梁底部的相對(duì)轉(zhuǎn)動(dòng)由一層墻身底部設(shè)置的5個(gè)千分表測(cè)量(D1～D5),試件基礎(chǔ)梁于剛性地面發(fā)生的平動(dòng)和轉(zhuǎn)動(dòng)分別通過(guò)基礎(chǔ)梁兩端上方和側(cè)方的3個(gè)千分表測(cè)量(D9～D11)。一層墻身內(nèi)置鋼板暗支撐的變形由沿著暗支撐兩分肢分別等間距分布的10個(gè)應(yīng)變片測(cè)量(C1～C10)。在各級(jí)位移首次峰值時(shí)觀察試件裂縫發(fā)展情況,并用馬克筆在墻面標(biāo)注。

圖5 測(cè)點(diǎn)布置圖Fig.5 Locations of measuring points

2 試驗(yàn)現(xiàn)象與破壞模式

2.1 層間位移角達(dá)到θ=0.50%以前的試驗(yàn)現(xiàn)象

對(duì)于RC2試件,當(dāng)頂點(diǎn)水平位移加載至4.3 mm(θ=0.13%)時(shí),一層墻身距底部150 mm處出現(xiàn)初始裂縫,隨著荷載的增大,水平彎曲裂縫不斷增加。當(dāng)水平位移為7.0 mm(θ=0.22%)時(shí),彎剪斜裂縫開(kāi)始從之前的水平彎曲裂縫中延伸而出并逐漸增多。水平位移加載至10.0 mm(θ=0.31%)時(shí),二層墻身底部產(chǎn)生第一條水平裂縫。

對(duì)于PC2試件,當(dāng)頂點(diǎn)水平位移加載至4.0 mm(θ=0.13%)時(shí),一層墻身后澆帶與預(yù)制墻身接縫處(距底部450 mm處)出現(xiàn)初始裂縫。隨著荷載的增大,水平彎曲裂縫陸續(xù)出現(xiàn),并且彎剪斜裂縫同時(shí)出現(xiàn)。水平位移加載至8.0 mm(θ=0.25%)時(shí),二層墻身后澆帶與預(yù)制墻身接縫處出現(xiàn)第一條水平裂縫。

試件加載至θ=0.50%時(shí)的裂縫分布如圖6所示。由圖可知,RC2試件與PC2試件在θ=0.50%時(shí)的裂縫分布情況基本一致,2個(gè)試件的塑性開(kāi)展均集中于墻身的下半部分,但PC2試件在一、二層墻身后澆帶與預(yù)制墻身接縫處均產(chǎn)生裂縫,并且一層該處裂縫已貫通。由此可知,在PC2試件中采用雙面角焊縫連接的鋼板暗支撐能很好地傳遞內(nèi)力,墻身縱向鋼筋采用螺旋箍筋約束連接使PC2試件與RC2試件裂縫開(kāi)展情況基本一致。

圖6 試件加載至θ=0.50%時(shí)的裂縫分布Fig.6 Cracking patterns of specimens at 0.50% drift

2.2 試驗(yàn)破壞模式

RC2試件和PC2試件的破壞模式和局部細(xì)節(jié)如圖7和圖8所示。對(duì)于RC2試件,隨著水平位移的增加,水平彎曲裂縫和彎剪斜裂縫繼續(xù)開(kāi)展。當(dāng)水平位移加載至30.0 mm(θ=0.94%)時(shí),一層墻身底部開(kāi)始出現(xiàn)剪切滑移裂縫,該裂縫逐漸擴(kuò)展至整個(gè)截面并產(chǎn)生墻底滑移。當(dāng)水平位移達(dá)到60.0 mm(θ=1.88%)時(shí),試件承載力達(dá)到峰值。隨后試件承載力開(kāi)始下降,一層墻底混凝土開(kāi)始?jí)核椴a(chǎn)生脫落。當(dāng)水平位移達(dá)到75.0 mm(θ=2.35%)時(shí),由于LVDT位移計(jì)的量程限制,試驗(yàn)停止,但如圖8(a)(b)所示墻身最外側(cè)鋼筋已屈曲,并且承載力已降至92%,試件應(yīng)該已接近位移極限。

圖7 試件破壞模式Fig.7 Failure modes of specimens

圖8 試件的典型破壞Fig.8 Typical damages of specimens

對(duì)于PC2試件,隨著水平位移的增加,水平彎曲裂縫和彎剪斜裂縫也繼續(xù)開(kāi)展,當(dāng)水平位移加載至18.0 mm(θ=0.56%)時(shí),一層墻身底部開(kāi)始出現(xiàn)剪切滑移裂縫,水平位移至21.0 mm(θ=0.66%)時(shí),一層墻身底部剪切滑移位移貫通全截面。水平位移至24.0 mm(θ= 0.75%)時(shí),一層墻身后澆帶與預(yù)制墻身接縫處水平裂縫貫通全截面。當(dāng)正向水平位移達(dá)到44.8 mm(θ=1.40%)時(shí),試件正向承載力達(dá)到峰值,當(dāng)負(fù)向水平位移達(dá)到75.0 mm(θ=2.35%)時(shí),試件負(fù)向承載力達(dá)到峰值,該承載力峰值位移的不對(duì)稱可能由于螺旋箍筋約束連接導(dǎo)致。隨著試件承載力的下降,一層墻身在后澆帶與預(yù)制墻身接縫處兩端和墻身底部的混凝土均產(chǎn)生壓碎現(xiàn)象,并不斷脫落。當(dāng)水平位移達(dá)80.0 mm(θ=2.50%)時(shí),試件承載力下降至85%峰值承載力,試驗(yàn)停止。

由圖7和圖8可知,RC2試件與PC2試件在恒定軸壓和低周往復(fù)水平荷載作用下的破壞模式均為彎曲破壞,一層墻身底部鋼筋屈曲或斷裂,混凝土壓碎,且裂縫塑性開(kāi)展基本一致,但PC2試件在墻身后澆帶與預(yù)制墻身接縫處會(huì)產(chǎn)生一條通縫,且在通縫兩端產(chǎn)生混凝土壓碎現(xiàn)象。PC2試件在接縫處兩端產(chǎn)生塑性破壞的現(xiàn)象由2個(gè)原因?qū)е?一是根據(jù)KLUGE等[14]試驗(yàn)表明鋼筋搭接連接中鋼筋應(yīng)力在連接兩端明顯大于內(nèi)部,鋼筋斷裂容易發(fā)生于搭接連接的兩端,本試驗(yàn)中墻身最外側(cè)鋼筋斷裂發(fā)生于螺旋箍筋約束連接的上端,與KLUGE等試驗(yàn)現(xiàn)象一致;二是由于墻身內(nèi)置鋼板暗支撐,鋼板暗支撐可以增強(qiáng)墻身的抗剪承載力[4],同時(shí),由于鋼板暗支撐具有較大的含鋼量,鋼板暗支撐兩分肢的豎向抵抗分力產(chǎn)生的抵抗矩也可以提高墻身的抗彎承載力,該抵抗矩取決于豎向抵抗分力之間的力臂大小,而鋼板暗支撐兩分肢之間的間距隨著墻身高度的增加而減小,因此該抵抗矩也隨著力臂的減小而減小,故在接縫處墻身截面的抗彎承載力明顯降低,由于墻身接縫處所受彎矩接近墻身底部所受彎矩,因此墻身接縫處也產(chǎn)生塑性破壞。此外,由圖8可知,RC2試件和PC2試件中的鋼板暗支撐底部均僅產(chǎn)生輕微屈曲變形,表明PC2試件中采用雙面角焊縫連接鋼板暗支撐可以合理地傳遞墻身內(nèi)力至基礎(chǔ)梁。

2.3 試件理論峰值水平承載力和試驗(yàn)滯回曲線

本試驗(yàn)中采用修正壓力場(chǎng)理論對(duì)RC2試件和PC2試件的理論峰值水平承載力進(jìn)行預(yù)測(cè),已有試驗(yàn)表明該理論可以較好地預(yù)測(cè)混凝土構(gòu)件在承受軸力、剪力和彎矩相互作用時(shí)的水平承載力[15]。試件理論與試驗(yàn)水平承載力峰值對(duì)比如表4所示,計(jì)算結(jié)果由截面分析軟件Response2000求得。本次計(jì)算中,采用修正壓力場(chǎng)理論中推薦的2個(gè)假設(shè):一是橫截面平面在變形的過(guò)程中保持平面;二是在與橫截面平行的方向上正應(yīng)力為零。計(jì)算時(shí)混凝土和鋼材的平均應(yīng)力-應(yīng)變本構(gòu)關(guān)系采用試驗(yàn)所得的材料力學(xué)性能求得。只考慮墻身內(nèi)置鋼板暗支撐的抗彎承載力作用,因此鋼板暗支撐每分肢的計(jì)算截面面積為其實(shí)際面積乘上鋼板分肢與水平面夾角的正弦值。

表4 試件的理論與試驗(yàn)峰值荷載對(duì)比Table 4 Comparison of theoretical and experimental peak loads

由于本試驗(yàn)表明預(yù)制墻身內(nèi)采用雙面角焊縫連接的鋼板暗支撐與螺旋箍筋約束連接一起形成的水平連接節(jié)點(diǎn)可以使裝配式剪力墻在峰值水平承載力上與現(xiàn)澆剪力墻等效,因此PC2試件采用與RC2試件相同的理論峰值水平承載力。試驗(yàn)與理論峰值荷載比為試驗(yàn)所得峰值水平承載力與采用修正壓力場(chǎng)理論計(jì)算所得的理論峰值水平承載力的比值。由表4可知,采用修正壓力場(chǎng)理論對(duì)RC2試件和PC2試件的峰值水平承載力預(yù)測(cè)是合理的,RC2試件和PC2試件的試驗(yàn)與理論峰值荷載比平均值分別為1.08和1.11。

本試驗(yàn)中RC2試件和PC2試件的位移-荷載關(guān)系如圖9所示,特征荷載值和特征位移如表5所示。圖9(a)和(b)中虛線表示試件考慮鋼板暗支撐抗彎作用的理論峰值水平承載力,點(diǎn)虛線表示試件不考慮鋼板暗支撐抗彎作用的理論峰值水平承載力。由圖可知,PC2試件的滯回曲線形狀與RC2試件基本一致,具有相似的滯回環(huán),卸載與重新加載時(shí)試件剛度退化程度相當(dāng),承載力達(dá)到峰值后退化程度相當(dāng)。PC2試件和RC2試件的試驗(yàn)峰值水平承載力均達(dá)到了其理論峰值水平承載力,理論計(jì)算結(jié)果是保守且合理的。試件考慮鋼板暗支撐抗彎作用和不考慮鋼板暗支撐抗彎作用相比,理論峰值水平承載力由252 kN提高至280 kN,提高了11.11%。

圖9 試件滯回曲線Fig.9 Hysteretic curves of specimens

表5 試件特征荷載和特征位移Table 5 Characteristic loads and displacements of specimens

試件的骨架曲線為各加載步首圈滯回環(huán)峰值荷載和相應(yīng)位移點(diǎn)連接而成,如圖9(c)所示。由圖可知,PC2試件與RC2試件的骨架曲線基本重合,PC2試件的極限位移略大于RC2試件,表明PC2試件墻身內(nèi)鋼板暗支撐采用雙面角焊縫連接可以很好地傳遞內(nèi)力,其與螺旋箍筋約束連接一起,可以使PC2試件的峰值抗彎承載力、強(qiáng)度退化水平與現(xiàn)澆剪力墻一致,是合理有效的連接方式。RC2試件和PC2試件的極限位移角均值分別為1/43和1/40,均遠(yuǎn)大于GB 50011—2010《建筑抗震設(shè)計(jì)規(guī)范》[16]規(guī)定的剪力墻彈塑性位移角限值1/120,表明試件均具有良好的延性。

試件一層墻身底部相對(duì)滑移-墻身總水平位移曲線如圖9(d)所示。由圖可知,PC2試件墻身底部相對(duì)滑移略大于RC2試件,PC2和RC2試件正向墻底相對(duì)滑移分別為0.88、0.17 mm,PC2試件和RC2試件負(fù)向墻底相對(duì)滑移分別為3.8、0.7 mm,但PC2試件相對(duì)滑移最大值3.8 mm只占總水平位移80 mm的4.75%。

2.4 剛度退化

剪力墻試件在低周往復(fù)荷載作用下產(chǎn)生損傷,會(huì)出現(xiàn)剛度退化現(xiàn)象,將試件的割線剛度定義為K=F/Δ,其中F為試件的每一加載步首圈水平承載力,Δ為對(duì)應(yīng)該水平承載力的墻身頂點(diǎn)水平位移。試件正負(fù)向剛度退化曲線如圖10所示。由圖可知,PC2試件與RC2試件的剛度退化總體趨勢(shì)相近。RC2試件負(fù)向初始剛度較低,有可能是由于試件養(yǎng)護(hù)時(shí)產(chǎn)生的初始裂縫導(dǎo)致。加載初期,PC2試件的割線剛度退化速度低于RC2試件,當(dāng)加載至總層間位移角為1.0%時(shí),PC2試件與RC2試件的割線剛度退化曲線開(kāi)始重疊,表明用雙面角焊縫連接的PC2內(nèi)置鋼板暗支撐可以在墻身剛度退化時(shí)很好地傳遞內(nèi)力,其與螺旋箍筋約束連接一起,使PC2試件的剛度退化能力與現(xiàn)澆混凝土剪力墻RC2試件基本一致。

圖10 試件剛度退化曲線Fig.10 Stiffness degradation curves of specimens

2.5 耗能能力

剪力墻的耗能能力采用每個(gè)滯回環(huán)能量耗散與累計(jì)能量耗散2個(gè)指標(biāo)來(lái)衡量。每個(gè)滯回環(huán)能量耗散由該滯回環(huán)面積決定,累計(jì)能量耗散為該圈滯回環(huán)以前所有滯回環(huán)面積的累加。本試驗(yàn)試件的能量耗散情況如圖11所示。由于PC2試件與RC2試件的破壞模式為彎曲破壞,因此試件的能量耗散主要來(lái)自于塑性鉸區(qū)域墻身彎曲鋼筋(暗柱縱向鋼筋和鋼板暗支撐)的塑性變形。由圖可知,PC2試件與RC2試件各自的每個(gè)滯回環(huán)能量耗散曲線和累計(jì)能量耗散曲線基本一致。PC2試件由于最后一級(jí)加載為總層間位移角2.50%,而RC2試件為2.35%,因此累計(jì)能量耗散比RC2試件更高。故PC2試件采用墻身內(nèi)置鋼板暗支撐采用雙面角焊縫連接,并采用螺旋箍筋約束連接縱向鋼筋,可以使試件的能量耗散能力與現(xiàn)澆剪力墻RC2試件一致。

圖11 試件能量耗散Fig.11 Energy dissipation of specimens

2.6 鋼板暗支撐變形分析

本次試驗(yàn)試件內(nèi)置鋼板暗支撐變形能力采用沿鋼板分肢的應(yīng)變分布來(lái)衡量,裝配整體式剪力墻PC2試件的鋼板暗支撐應(yīng)變分布特征與現(xiàn)澆剪力墻RC2試件基本一致,繪出PC2試件內(nèi)的鋼板暗支撐應(yīng)變分布,如圖12所示。C1～C5和C6～C10為應(yīng)變片在鋼板分肢上的位置,所有應(yīng)變片均等間距,間距為370 mm,定義正應(yīng)變?yōu)槭芾瓚?yīng)變,負(fù)應(yīng)變?yōu)槭軌簯?yīng)變。C1位置應(yīng)變片失效,無(wú)法采集該處數(shù)據(jù)。

圖12 PC2試件鋼板暗支撐應(yīng)變分布圖Fig.12 Strain distribution of concealed steel plate bracing of specimen PC2

PC2試件的鋼板暗支撐的應(yīng)變分布在正向與負(fù)向加載時(shí)基本對(duì)稱,如圖12所示。取總層間位移角θ=0.22%和θ=0.47%進(jìn)行分析,正向加載時(shí),C2的應(yīng)變由361 με 增長(zhǎng)到 1180 με,C7的應(yīng)變由-175 με增長(zhǎng)到-565 με,A分肢鋼板受拉,B分肢鋼板受壓,受拉形變明顯大于受壓形變;反向加載時(shí),C2的應(yīng)變由-372 με增長(zhǎng)到-506 με,C7的應(yīng)變由132 με增長(zhǎng)到836 με,A分肢鋼板受壓,B分肢鋼板受拉,受拉形變也明顯大于受壓形變。隨著總層間位移角θ的增大,鋼板分肢各位置變形逐漸發(fā)生變化,應(yīng)變分布出現(xiàn)不連續(xù)有突變現(xiàn)象,該現(xiàn)象可能由于,一是混凝土開(kāi)裂導(dǎo)致裂縫位置鋼板變形急劇增大;二是由于鋼板暗支撐與混凝土之間錨固良好,裂縫之間的鋼板形變將相應(yīng)減小;三是鋼材在低周往復(fù)荷載作用下的包興格效應(yīng)也會(huì)影響鋼板分肢的變形。值得說(shuō)明的是,C3與C8位置鋼板應(yīng)變?cè)讦?0.47%以后開(kāi)始急劇增大,可能是因?yàn)樵撐恢每拷袅ι砗鬂矌c預(yù)制墻身接縫處,而接縫位置混凝土開(kāi)裂,開(kāi)始發(fā)生相對(duì)位移和端部壓碎和剝落,因此鋼板該處的位置受力變大。由此可得,PC2試件墻身內(nèi)采用雙面角焊縫連接的鋼板暗支撐可以很好地傳遞墻身內(nèi)力。

2.7 墻身底部水平節(jié)點(diǎn)變形分析

沿墻身底部水平節(jié)點(diǎn)布置5個(gè)等間距千分表來(lái)測(cè)量連接節(jié)點(diǎn)橫截面的豎向相對(duì)位移,間距為300 mm。RC2試件和PC2試件在正向和負(fù)向加載時(shí),墻身底部水平節(jié)點(diǎn)豎向相對(duì)位移分布如圖13所示。在總層間位移角θ=0.22%和θ=0.47%時(shí),PC2試件墻身底部截面轉(zhuǎn)角大與RC2試件基本一致,當(dāng)總層間位移角θ大于0.47%以后,PC2試件的墻身底部截面轉(zhuǎn)角增長(zhǎng)比RC2試件更大,表明試件進(jìn)入塑性變形以后,螺旋箍筋約束連接節(jié)點(diǎn)產(chǎn)生的混凝土形變更大。RC2試件與PC2試件兩端的豎向相對(duì)位移均較內(nèi)部減小,該現(xiàn)象可能是由于約束邊緣構(gòu)件內(nèi)箍筋約束混凝土提高了強(qiáng)度,因此相對(duì)變形更小。

圖13 墻底截面相對(duì)豎向位移圖Fig.13 Relative vertical displacement of wall section

3 數(shù)值分析

3.1 OpenSeesPy模型

采用OpenSeesPy有限元軟件對(duì)RC2試件和PC2試件建立宏觀數(shù)值模型[17]。對(duì)于剪力墻試件在低周往復(fù)荷載下的力學(xué)性能模擬,LU等[18]基于復(fù)合材料力學(xué)原理開(kāi)發(fā)了分層殼單元。大量試驗(yàn)結(jié)果驗(yàn)證表明,采用該單元建立的數(shù)值模型模擬剪力墻試件力學(xué)性能具有可靠的準(zhǔn)確性,因此本試驗(yàn)中裝配整體式帶暗支撐混凝土剪力墻PC2試件和對(duì)應(yīng)的現(xiàn)澆混凝土剪力墻RC2試件也采用該單元模擬。

本試驗(yàn)PC2試件有限元模型如圖14所示,RC2試件的有限元模型采用相同方式建立?；炷恋氖軌罕緲?gòu)關(guān)系采用Mander模型[19],該模型可以考慮混凝土被箍筋約束時(shí)的強(qiáng)度和延性提高,混凝土的受拉本構(gòu)關(guān)系采用雙折線模型。鋼筋和鋼板暗支撐的本構(gòu)關(guān)系采用Giuffre-Menegotto-Pinto模型[20]。混凝土與鋼材本構(gòu)參數(shù)取值均采用試驗(yàn)所得。

圖14 PC2試件有限元模型Fig.14 PC2 finite element model

剪力墻暗柱、剪力墻腹板、樓板和頂部加載梁分別采用不同的ShellNLDKGQ單元[18]模擬,以反映各個(gè)墻身組成內(nèi)鋼筋與混凝土受力性能的區(qū)別。ShellNLDKGQ單元的計(jì)算方法將混凝土的受力性能考慮為平面應(yīng)力狀態(tài),縱向與橫向鋼筋按等效配筋率彌散成鋼筋層,然后與相應(yīng)的混凝土層組合在一起。在墻身暗柱中,分層等效主要包括混凝土層和箍筋層,暗柱縱筋采用Truss單元進(jìn)行模擬;而在墻身腹板中,分層等效主要包括混凝土層、縱向分布鋼筋層和橫向分布鋼筋層;在樓板內(nèi),分層等效主要包括混凝土層、水平分布鋼筋層和橫向分布鋼筋層;在頂部加載梁,考慮其為剛體。螺旋箍筋約束連接水平節(jié)點(diǎn)的模擬只考慮節(jié)點(diǎn)的水平相對(duì)滑移,采用Zero-length單元模擬,由于第二層墻體底部與樓板的水平滑移很小,因此忽略該處螺旋箍筋約束連接水平節(jié)點(diǎn)構(gòu)造。鋼板暗支撐采用Displacement-based beam column單元和fiber截面模擬,由于試驗(yàn)表明,鋼板暗支撐與墻身混凝土錨固良好,因此采用Displacement-based beam column單元與墻身ShellNLDKGQ單元各節(jié)點(diǎn)依次連接模擬其錨固關(guān)系。鋼板暗支撐對(duì)于螺旋箍筋約束連接水平節(jié)點(diǎn)水平相對(duì)滑移的約束作用采用其Displacement-based beam column單元底部端點(diǎn)與Zero-length單元底部端點(diǎn)相連模擬。剪力墻底部基礎(chǔ)梁采用模型底部各節(jié)點(diǎn)的全部DOF約束模擬。

3.2 有限元模型驗(yàn)證

采用上述方式建立RC2試件和PC2試件的有限元模型并計(jì)算,得出2個(gè)試件的數(shù)值模擬滯回曲線,并與試驗(yàn)結(jié)果進(jìn)行對(duì)比,結(jié)果如圖15所示。由圖可知,有限元模型生成的滯回曲線與試驗(yàn)曲線吻合良好。RC2試件有限元模型可以合理地模擬試件在低周往復(fù)荷載作用下的峰值水平荷載和卸載及再加載時(shí)的試件剛度,在承載力退化階段,有限元模型的剛度退化略快于試驗(yàn)結(jié)果;PC2試件有限元模型可以合理地模擬試件的峰值水平荷載和承載力退化階段的剛度退化,但是在卸載及再加載時(shí)有限元模型的剛度退化略快于試驗(yàn)結(jié)果。

圖15 有限元模型與試驗(yàn)結(jié)果對(duì)比Fig.15 Comparison between the results of finite element models and tests

4 結(jié)論

本文完成了1片雙層裝配整體式帶暗支撐混凝土剪力墻和1片雙層帶暗支撐現(xiàn)澆混凝土剪力墻的低周往復(fù)試驗(yàn),其中雙層裝配整體式帶暗支撐混凝土剪力墻內(nèi)的鋼板暗支撐采用雙面角焊縫連接,縱向鋼筋采用螺旋箍筋約束連接。并對(duì)2片剪力墻進(jìn)行數(shù)值模擬,建立有限元模型,得到以下的結(jié)論:

1)對(duì)于裝配整體式剪力墻,采用雙面角焊縫連接預(yù)制墻身內(nèi)置鋼板暗支撐可以保證鋼板暗支撐在墻身與基礎(chǔ)梁、墻身與墻身之間的內(nèi)力傳遞,并提供施工時(shí)相對(duì)較大的允許尺寸偏差冗余度,是一種連接墻身內(nèi)部斜向鋼筋的有效可靠連接方式。裝配式帶暗支撐剪力墻采用該種方式連接墻身內(nèi)置鋼板暗支撐可以使其傳力路徑等同于現(xiàn)澆帶暗支撐剪力墻內(nèi)的鋼板暗支撐。

2)采用螺旋箍筋約束連接連接預(yù)制墻身的縱向鋼筋是一種可靠的連接方式,可以使裝配式剪力墻的峰值水平承載力、剛度退化能力和耗能能力等同于現(xiàn)澆剪力墻。

3)采用雙面角焊縫連接鋼板暗支撐和螺旋箍筋約束連接縱向鋼筋的雙層裝配整體式帶暗支撐混凝土剪力墻和雙層帶暗支撐現(xiàn)澆混凝土剪力墻在低周往復(fù)荷載作用下的破壞模式均為彎曲破壞,但前者會(huì)在一層墻體中部后澆帶與預(yù)制墻身接縫處產(chǎn)生塑性鉸,該塑性鉸的產(chǎn)生為螺旋箍筋約束連接端部應(yīng)力增大、鋼板暗支撐設(shè)置位置以及墻身所受彎矩三者的共同作用。

4)采用OpenSeesPy有限元軟件對(duì)2個(gè)試件建立數(shù)值模型,模型主要采用分層殼單元,并將其與試驗(yàn)結(jié)果進(jìn)行對(duì)比,結(jié)果表示該模型可以合理地模擬試驗(yàn)的滯回性能。