0 引言

　　 在节能、环保以及可持续发展的大环境下,“建筑工业化”已是未来建筑业发展的大趋势,近些年来,我国也出台了诸多政策推广装配式建筑。剪力墙作为一种抗震性能良好的结构形式,在我国应用十分广泛,而对于预制装配式剪力墙抗震性能的研究目前仍然比较匮乏。因此,对预制装配式剪力墙抗震性能的研究已成为国内外装配式建筑领域的热点问题 ^[1]。

　　 钢筋的有效连接是结构抗震性能的重要保障。近年来,国内外有关专家学者对预制装配式剪力墙竖向钢筋的连接形式做出了相关研究。陈云钢等 ^[2]通过设置不同的钢筋直径、波纹管直径和混凝土强度等级等变量,设计了9组对比构件进行试验分析,结果显示:构件的破坏形式都表现为钢筋被拉断,因此波纹管浆锚搭接可以有效传递钢筋应力;余志武 ^[3]等通过不同型号钢筋和埋深设计了3组采用U型套箍连接的试件进行试验研究,试验结果表明:U型套箍埋深较深时,具有良好的连接性能,试件的主要破坏形态表现为钢筋的拉断;Pekau,Soudki,Oliva等 ^[4,5,6]对装配式剪力墙开展深入研究,给出了水平接缝的抗剪机理和设计建议;钱稼茹、郭正兴、姜洪斌等 ^[7,8,9,10]对装配式剪力墙开展抗震性能研究,着重研究了灌浆套筒连接方式和改进后的预留孔洞浆锚搭接连接方式,验证这两种连接方式的可靠性,并且提出相应的理论公式。

　　 为了进一步研究采用了不同的竖向钢筋连接方法的预制装配式剪力墙抗震性能,本文进行了3片剪力墙的低周往复荷载试验,其中1片为现浇剪力墙,其余2片为预制剪力墙,竖向分布钢筋采用单排的形式连接。

1 试验概况

1.1 试件制作与设计

　　 3个试件编号为SJ-1～SJ-3,各试件均由加载梁、地梁和剪力墙组成。根据湖南大学土木工程学院结构损伤重点实验室的实际具体情况,3个试件均采用1.54∶1的比例进行缩尺,加载点距墙底1 970mm,试件剪跨比为1.52,图1为试件尺寸示意图。

　　 图1 试件尺寸   

　　  

　　 图2～4为各试件配筋图,加载梁配置416的纵向钢筋和8@150的箍筋;地梁配置816的纵向钢筋和8@100的箍筋。墙体部分的水平分布钢筋均为8@150,在剪力墙左右两端各设置长200mm的边缘构件,布置配置412竖向钢筋和6@150箍筋。

　　 图2 试件SJ-1配筋图   

　　  

　　 图3 试件SJ-2配筋图   

　　  

　　 根据制作方法以及竖向钢筋的连接方式的不同,浇筑了3个试件(表1)。现浇剪力墙试件SJ-1采用整体浇筑的加工方法,墙体竖向钢筋与地梁锚固。试件SJ-2,SJ-3为墙体预制,地梁单独浇筑。试件边缘构件里的竖向钢筋与地梁分别通过镀锌波纹管以及U型套箍进行连接。

　　 图4 试件SJ-3配筋图   

　　  

　　 墙体加工方法、竖向钢筋和地梁连接方式 表1

试件	试件加工 方法	边缘构件内竖向 钢筋连接方式	竖向分布钢筋 连接方式	墙截面中线竖向 钢筋连接方式
SJ-1	现浇	贯通	贯通	—
SJ-2	预制	波纹管浆锚 搭接连接	断开	波纹管浆锚 搭接连接
SJ-3	预制,U型套箍 连接处现浇	U型套箍 搭接连接	断开	波纹管浆锚 搭接连接

 

　　  

　　 3个试件的混凝土立方体抗压强度值f_cu分别为30.1,31.8,28.3MPa,灌浆料的立方体抗压强度值为67.3MPa,试件SJ-3中U型套箍连接部位现浇混凝土立方体抗压强度值为33.7MPa。表2给出钢筋的强度实测值,该实测值为通过对3根长500mm的钢筋进行材性试验取得的平均值。

　　 钢筋强度实测值 表2

钢筋型号	fy/MPa	fu/MPa	εy/(× 10-6)
8	510	685	2 550
10	545	655	2 725
12	480	625	2 400

 

　　  

1.2 加载制度

　　 本次试验在湖南大学土木工程学院结构实验室完成,反力装置采用实验室反力钢架,利用100t千斤顶保持恒定的轴压比,通过放置在千斤顶上部的力传感器控制。竖向荷载通过分配梁作用于钢板上,再通过600kN作动器施加于加载梁左端,进行低周往复加载试验。为了防止试验过程中试件发生水平方向的侧移,在试件的一侧设置有与地槽通过螺栓固定的钢梁,在另一侧通过千斤顶顶紧;同时为了维持试件平面外的稳定,在试件两侧设计了龙门架来限制平面外的位移,图5为试验装置。

　　 图5 试验装置   

　　  

　　 首先在竖向荷载加载时采用1 000kN液压千斤顶将轴压比n_d全程控制在0.25左右,然后施加低周反复荷载。本次试验采用《建筑抗震设计规范》(GB 50011—2010) ^[11]中推荐的力-位移控制法。屈服前使用荷载进行控制,每级循环1次;屈服后采用屈服位移倍数为变量控制,每级位移循环2次。试验规定作动器产生推力为正方向,拉力为反方向。

2 破坏过程及破坏形态

2.1 试件SJ-1

　　 图6 试件破坏形态及裂缝分布  

　　  

　　 当试验水平推力(正向荷载)达到173.6kN左右时,墙体受拉侧距底部500mm的位置出现多条水平裂缝,裂缝长度最长处约为100mm,认为已经进入开裂阶段;随着水平方向荷载的持续增加,原有的水平方向裂缝开始斜向开展,同时产生新的斜向裂缝;水平正、反向荷载分别达到231.2kN和239.6kN左右时,受拉侧纵向钢筋屈服,进入位移控制的阶段;随着水平位移的增长,很少出现新的裂缝,斜裂缝继续斜向发展、宽度继续增加;当正、反向位移达到23.9,22.7mm附近时,墙底500mm范围内产生一条主斜裂缝,裂缝宽度约为8mm,此时认为试件达到极限承载力。随着加载的继续,承载力持续下降,当下降到极限承载力的85%时,试验结束,此时水平正向位移为27.8mm。试件裂缝开展及墙角破坏见图6(a),(d)。

2.2 试件SJ-2

　　 当试验水平推力(正向荷载)达到184.6kN左右时,墙角和底座之间出现多条水平方向裂缝,认为试件开始进入开裂阶段;继续增加水平荷载时,接缝处水平裂缝继续向墙内开展,当水平正、反向荷载达到238.2,247.6kN左右时,墙体原来部分水平裂缝开始斜向延伸,同时构件受拉侧预埋在地梁中的竖向钢筋屈服;开始位移控制加载,当正向位移达到15.1mm附近时,墙体角部侧面混凝土剥落;当作动器施加的正、反向水平荷载分别达到415.3,403.9kN,墙体角部混凝土压溃剥落,此时试件达到峰值荷载值;当水平推力(正向荷载)下降至349kN,试件达到极限位移值,试验结束,此时水平正向位移为34.8mm,试件裂缝开展及墙角破坏见图6(b),(e)。

2.3 试件SJ-3

　　 当试验水平推力(正向荷载)为178.6kN左右时, U型套箍连接部位的混凝土开始出现水平裂缝,试件进入开裂阶段;继续增加水平方向荷载时,墙体中上部开始出现新的裂缝,而原来的水平方向裂缝已经开始斜向开展,当水平正向荷载达到245.2kN时,受拉侧预埋于地梁中的竖向钢筋达到屈服;开始位移控制加载,水平正向位移达到17.2mm时,试件U型套箍连接区域混凝土剥落;当作动器施加的正、反向水平荷载分别达到395.5,397.2kN,墙角混凝土压溃剥落,此时试件达到峰值荷载值;当水平推力(正向荷载)下降至331.1kN,试件达到极限位移值,试验结束,此时水平正向位移为34.5mm,试件裂缝开展及墙角破坏见图6(c),(f)。

3 试验分析

3.1 滞回曲线和骨架曲线

　　 图7为各试件的滞回曲线与骨架曲线对比图,由图7可知:

　　 (1) 试件SJ-2,SJ-3与试件SJ-1相比,滞回曲线饱满程度良好,捏拢现象不明显,同时极限荷载值以及峰值位移值皆高于试件SJ-1,说明镀锌波纹管浆锚搭接和U型套箍搭接这两种钢筋连接形式性能良好。

　　 (2) 试件SJ-2和试件SJ-3比较,滞回环都比较饱满,耗能能力相近,其极限荷载值与极限位移值都很接近,说明边缘构件内是否采用U型套箍搭接的形式对滞回曲线没有明显的影响。

　　 (3) 在试验初始阶段,试件SJ-1～SJ-3的骨架曲线的变化趋势基本相同,随着侧向位移的增加,试件SJ-2,SJ-3的曲线发展趋势与试件SJ-1基本保持一致,在试验后期都出现下降段,说明竖向钢筋采用镀锌波纹管浆锚搭接形式和采用U型套箍搭接形式可以很好地传递钢筋应力。

　　 图7 试件滞回曲线与骨架曲线  

　　  

3.2 耗能能力

　　 《建筑抗震试验方法规程》(JGJ 101—96) ^[12]提出使用耗能系数E来体现试件的耗能能力。图8给出了试件耗能-侧向位移曲线,图9给出了试件等效黏滞阻尼系数h_e-侧向位移曲线。由图8,9可知,加载初期,试件SJ-2和SJ-3的耗能能力强于试件SJ-1,当水平位移达到15mm左右以后,试件SJ-1等效黏滞阻尼系数h_e增长速率显著增大,而试件SJ-2和SJ-3的等效黏滞阻尼系数h_e的增长速率放缓;随着侧向位移的增加,试件SJ-2和SJ-3的耗能逐渐低于试件SJ-1,这是因为试件SJ-2和SJ-3有更高的墙体配筋率,其墙体裂缝没能充分开展。

　　 图8 耗能系数曲线   

　　  

　　 图9 等效粘滞阻尼系数曲线 

　　  

3.3 变形能力

　　 表3给出了各试件的屈服位移Δ_y、极限位移Δ_u和位移延性系数μ_Δ,其中Δ_y为试件边缘构件最外侧竖向钢筋屈服时加载点的水平位移,Δ_u为试件破坏时加载点的位移,位移延性系数表达式为μ_Δ=Δ_u/Δ_y。结果显示,试件SJ-2和SJ-3的平均极限位移角θ_u分别为1/57,1/58,均大于试件SJ-1且均满足规范设计限值1/100 ^[11];而试件SJ-2,SJ-3的位移延性系数也都高于试件SJ-1,其中试件SJ-2的位移延性系数大于4,试件SJ-3的位移延性系数略低于4,说明试件SJ-2和SJ-3具有良好的变形性能。

　　 试件SJ-1～SJ-3的变形能力 表3

试件 编号	Δy/mm(θy)			Δu/mm(θu)			μΔ
	正向	反向	平均	正向	反向	平均	正向	反向	平均
SJ-1	7.9	8.8	8.4	27.8	27.4	27.6	3.5	3.1	3.3
	(1/205)	(1/222)	(1/212)	(1/70)	(1/71)	(1/70)
SJ-2	7.6	7.5	7.6	34.8	33.9	34.4	4.6	4.5	4.5
	(1/257)	(1/260)	(1/257)	(1/56)	(1/58)	(1/57)
SJ-3	8.8	8.6	8.7	34.5	32.4	33.5	3.9	3.8	3.9
	(1/222)	(1/228)	(1/224)	(1/57)	(1/60)	(1/58)

 

　　  

3.4 承载能力

　　 表4给出了各试件的开裂水平荷载P_cr、屈服水平荷载P_y、峰值水平荷载P_p。从表中可得,预制剪力墙试件SJ-2,SJ-3屈服前的开裂荷载和屈服荷载与现浇剪力墙试件SJ-1相近,说明通过镀锌波纹管以及U型套箍两种搭接方式均可以有效地将构件连为整体;同时表中给出了按《混凝土结构设计规范》(GB 50010—2010)计算其承载力相应的水平荷载P_m,与之相比,试件SJ-2,SJ-3的峰值水平荷载分别为该计算值的1.14倍和1.1倍,且均大于试件SJ-1的峰值水平荷载。

　　 试件SJ-1～SJ-3各主要阶段荷载/kN 表4

试件 编号	Pcr			Py			Pp			Pm
	正向	反向	平均	正向	反向	平均	正向	反向	平均
SJ-1	173.6	187.5	180.6	231.2	239.6	235.4	372.7	361.9	367.3	352.7
SJ-2	184.6	173.5	179.1	238.2	247.6	242.9	415.3	403.9	409.6	360.6
SJ-3	178.6	169.5	174.1	245.2	251.6	248.4	395.5	397.2	396.4	360.6

 

　　  

3.5 刚度

　　 等效刚度K_i的定义为往复水平作用力下每循环一次时最大位移的割线刚度 ^[12],其计算公式为:K_i=(|F_i|+|-F_i|)/(|Δ_i|+|-Δ_i|),式中F_i为第i次循环往复时对应的最大荷载,Δ_i为第i次循环往复时对应的最大位移。图10为各试件的刚度退化曲线图,表5为各试件在各主要阶段的等效刚度。由图8和表5可知,试件SJ-1～SJ-3刚度退化趋势基本相同,进入屈服以后,试件SJ-1与试件SJ-2,SJ-3的刚度退化趋势均较为平缓。而在同一侧向位移下,试件SJ-2,SJ-3的等效刚度值相近,均高于试件SJ-1。

3.6 钢筋应变

　　 图11分别为试件SJ-1与试件SJ-2,SJ-3边缘构件的竖向钢筋应变骨架曲线。结果显示,试件SJ-2和SJ-3的钢筋应变骨架曲线在试件屈服之前与试件SJ-1基本保持一致;试件屈服之后,在同一侧向力作用下,试件SJ-2与SJ-1应变大小非常接近,说明采用镀锌波纹管浆锚搭接方式的试件具有与现浇试件相当的整体性能;而随着侧向力的逐步增加,试件SJ-3与SJ-1的应变差值也在逐步增加,但差值不是很大,说明采用U型套箍的连接形式是一种传递竖向钢筋应力的有效方法,但仍需采取一定措施来提高钢筋应力的传递效果。

　　 图10 试件刚度退化曲线  

　　  

　　 试件等效刚度/(kN/mm) 表5

试件	开裂刚度	屈服刚度	峰值刚度	极限刚度
SJ-1	53.7	28.2	15.7	11.1
SJ-2	55.4	32.2	14.1	10.1
SJ-3	57.5	28.6	14.3	10.0

 

　　  

　　 图11 各试件边缘构件竖向钢筋应变骨架曲线  

　　  

　　 图12 各试件竖向钢筋应变分布图  

　　  

　　 图12为试件SJ-2和试件SJ-3地梁中竖向钢筋以及墙体中竖向钢筋的应变分布图。由图可知,在试件屈服以前,试件SJ-2和SJ-3墙体与地梁中竖向钢筋的应变变化趋势能够基本保持一致,基本符合平截面假定;虽然试件SJ-2地梁中竖向钢筋应变在屈服后发展较快,但同样基本符合平截面假定,而在试件SJ-3中,处于同一高度处的地梁与墙体边缘构件中相搭接的U型套箍应变值比较接近。说明采用镀锌波纹管浆锚搭接和采用U型套箍搭接的竖向钢筋都可以有效地参与构件的整体受力。

4 数值模拟

4.1 模型建立

　　 本文采用ABAQUS有限元软件建立模型计算。模型按构件实际尺寸进行建立,混凝土采用塑性损伤模型C3D8R实体单元,钢筋采用双折线模型T3D2桁架单元,试件的材料属性定义均按材性试验相关数据取值,表6为混凝土塑性损伤模型主要参数。

　　 混凝土塑性损伤模型参数取值 表6

膨胀角ψ	偏心率	αf	K	μ
30	0.1	1.16	0.666 7	0.000 5

 

　　  

　　 图13 试件有限元模型图  

　　  

　　 如图13(a)所示,试件SJ-1的有限元模型采用墙体与地梁中所有钢筋整体建模,再将钢筋模型以嵌入(Embeded Region)的方式定义于混凝土模型内,剪力墙与地梁间界面接触使用Tie定义。而由于试件SJ-2,SJ-3墙体与地梁中的竖向钢筋不连续,因此墙体与地梁中的竖向钢筋分开建模,如图13(b)～(d)所示;试件SJ-2中的竖向钢筋通过镀锌波纹管浆锚搭接方式进行连接,试验结果显示墙体与地梁连接部位并没有出现明显的开口位移,而且波纹管尺寸较小,因此,在建模中不再额外定义;试件SJ-3中墙体截面中线位置的竖向钢筋是采用浆锚搭接方式,建模方式类似于试件SJ-2,而U型套箍连接部分则是根据与试件SJ-1中地梁部分的钢筋最大应变比值采用0.9的系数进行折减,同时采用Tie定义钢筋搭接接触;试件SJ-2和SJ-3墙体与地梁间的界面接触采用面-面接触方式定义,法向行为采用硬接触(Hard Contact)定义,切向行为采用罚函数CPendbty定义,摩擦系数按μ=409.6/619.7≈0.7取值,且均不对20mm接缝处进行定义。

　　 图14 试件有限元模拟墙体、钢筋应力云图/(N/mm²)  

　　  

4.2 数值模拟对比分析

　　 图14为试件SJ-1与试件SJ-2,SJ-3的数值模拟墙体应力云图以及钢筋应力云图,模拟结果表明:在低周往复荷载作用下,混凝土的最大应力均发生在墙身角部,与图6中的各试件最终破坏形态相吻合;在试件破坏时,由于试件SJ-1中竖向钢筋的整体性,其地梁上方500mm范围内的墙体钢筋均达到屈服;而试件SJ-2,SJ-3在地梁中竖向钢筋屈服后,墙体中仅受压区部分竖向钢筋达到屈服,与试验实际测得应变情况保持一致。

4.3 骨架曲线对比

　　 表7为试件SJ-1与试件SJ-2,SJ-3的试验峰值荷载与模拟峰值荷载对比,图15为各试件骨架曲线对比图。

　　 由图15和表7可知:1) 与试验结果相比,试件SJ-1,SJ-2以及SJ-3模拟的峰值荷载P_p均较低,其误差率分别为-6.4%,-5.8%和-6.2%,模拟结果满足精度要求;而由于有限元分析是通过单调加载进行模拟,而实际试验是采用低周往复加载,存在损伤积累,因此达到极限荷载后,模拟骨架曲线下降段会相对平缓,同时模拟中对于材料以及界面接触的定义更为理想,与试验存在区别。2) 在初始弹性阶段,试件数值模拟结果与试验结果基本吻合,而开裂以后模拟的刚度结果要大于试验结果。主要是由于在试验中采用了钢梁来固定地梁,而地梁与钢梁之间无法完全贴合,导致实际刚度低于模拟值。

　　 各试件试验峰值荷载与模拟峰值荷载对比 表7

试件	数据类型	Pp/kN	相对误差率
SJ-1	试验值	367.3	-6.4%
	模拟值	343.9
SJ-2	试验值	409.6	-5.8%
	模拟值	385.7
SJ-3	试验值	396.4	-6.2%
	模拟值	371.8

 

　　  

　　 图15 各试件骨架曲线对比  

　　  

5 结论

　　 本文对1片现浇剪力墙和2片采用不同竖向钢筋连接方式的装配式剪力墙进行低周往复加载试验,分析其主要抗震性能参数,得出以下结论:

　　 (1) 在轴压比为0.25的情况下,采用三种不同竖向钢筋连接方法的预制装配式剪力墙的破坏形态与现浇剪力墙有所区别。现浇剪力墙试件SJ-1表现为弯剪破坏;采用镀锌波纹管浆锚搭接方式的试件SJ-2和采用镀锌波纹管浆锚搭接与U型套箍搭接相结合的连接方式的试件SJ-3最终结果均为压弯破坏。

　　 (2)采用镀锌波纹管浆锚搭接形式以及采用镀锌波纹管浆锚搭接与U型套箍搭接相结合的连接方式都具有可靠的连接性能,都能够有效地传递竖向钢筋应力。分别采用这两类连接形式的试件SJ-2,SJ-3在试验中得到峰值荷载值可以达到规范设计值的1.1～1.15倍;其极限位移角分别为 1/57 和 1/58,均满足规范设计限值1/100的要求;试件SJ-2的位移延性系数大于4,SJ-3的位移延性系数略小于4,都高于现浇剪力墙试件SJ-1,满足延性性能要求。

　　 (3)在较大水平力作用下,采用U型套箍和镀锌波纹浆锚搭接相结合的连接方式的试件SJ-3与现浇剪力墙试件SJ-1相比,传递竖向钢筋应力的效果略显不足,需采取一定措施进行改善。

　　 (4) 采用ABAQUS软件进行数值分析的验算数据满足精度要求,与试验数据吻合良好,能够为此类装配式剪力墙抗震性能分析提供参考。