余志武,彭曉丹,國 巍,彭妙培

（1.中南大學(xué)土木工程學(xué)院,湖南長沙410075；2.高速鐵路建造技術(shù)國家工程實驗室,湖南長沙410075）

裝配式剪力墻U型套箍連接節(jié)點抗震性能

余志武1,2,彭曉丹1,2,國 巍1,2,彭妙培1,2

（1.中南大學(xué)土木工程學(xué)院,湖南長沙410075；2.高速鐵路建造技術(shù)國家工程實驗室,湖南長沙410075）

為解決現(xiàn)有裝配式剪力墻結(jié)構(gòu)鋼筋連接施工繁瑣、通用性不佳等不足,提出一種新型連接方法—U型套箍連接.對采用這種連接方法的剪力墻試件進(jìn)行低周反復(fù)荷載試驗驗證連接方法的有效性,其中1個現(xiàn)澆試件水平縫裝配試件和1個豎直縫裝配試件.試驗得到試件破壞及裂縫發(fā)展規(guī)律、滯回曲線、骨架曲線、墻體鋼筋的應(yīng)變、試件的位移沿高度的分布、試件極限承載力及耗能能力,基于有限元軟件Abaqus對試驗結(jié)果進(jìn)行驗證分析.研究結(jié)果表明采用U型套箍連接的裝配式剪力墻能獲得與現(xiàn)澆剪力墻相當(dāng)?shù)某休d能力及抗震性能.

裝配式剪力墻；U型套箍；連接節(jié)點；低周反復(fù)試驗；抗震性能

可持續(xù)發(fā)展戰(zhàn)略對我國建造技術(shù)的發(fā)展提出“資源節(jié)約、環(huán)境友好”的新要求,“建筑工業(yè)化、住宅產(chǎn)業(yè)化”是實現(xiàn)建筑行業(yè)可持續(xù)發(fā)展的關(guān)鍵.預(yù)制裝配式結(jié)構(gòu)能克服現(xiàn)澆施工方法能耗高、環(huán)境污染大、施工周期長的不足,近年來發(fā)展迅速［1-2］.目前,在我國使用最廣泛的裝配式結(jié)構(gòu)體系包括裝配式框架結(jié)構(gòu)和裝配式剪力墻結(jié)構(gòu).裝配式框架抗側(cè)剛度小,不適用于高層住宅建筑,而裝配式剪力墻結(jié)構(gòu)契合“住宅產(chǎn)業(yè)化”的發(fā)展要求,在我國已經(jīng)得到一些研究和應(yīng)用［3-4］.

連接技術(shù)是裝配式剪力墻應(yīng)用的關(guān)鍵技術(shù),國內(nèi)外已經(jīng)做了一些嘗試和研究.Brian等［5-6］對采用普通鋼筋和后張法預(yù)應(yīng)力鋼絞線連接的預(yù)制剪力墻混合接縫的試驗研究表明：普通鋼筋屈服耗能,而預(yù)應(yīng)力鋼絞線能使結(jié)構(gòu)具有足夠承載力和側(cè)向位移的延性.Kang等［7］針對普通預(yù)應(yīng)力裝配式剪力墻中由于水平拼縫開裂和錯動造成結(jié)構(gòu)延性及耗能能力足的問題,提出2種削弱預(yù)制構(gòu)件鋼筋截面使薄弱面偏移出接縫的連接方法并進(jìn)行試驗研究,結(jié)果表明這2種方法都能限制水平縫開裂和錯動,提高了結(jié)構(gòu)的延性及耗能能力.姜洪斌等［8-9］提出裝配式剪力墻鋼筋的插入式留孔灌漿連接,并對采用這種連接方法的剪力墻結(jié)構(gòu)進(jìn)行了擬靜力試驗,研究表明預(yù)制剪力墻結(jié)構(gòu)在出現(xiàn)可見微裂縫之前剛度退化很顯著,預(yù)制構(gòu)件連接后耗能能力較強(qiáng).陳云鋼等［10］對采用鋼筋漿錨搭接的裝配式剪力墻水平縫進(jìn)行了抗震性能研究,表明這種方法的裝配試件與現(xiàn)澆試件有相同的破壞形態(tài)和近似的耗能能力.郭正興等［11-12］對新型裝配式剪力墻結(jié)構(gòu)（new precast concrete,NPC）節(jié)點進(jìn)行試驗研究發(fā)現(xiàn)：相比于現(xiàn)澆節(jié)點,裝配式NPC節(jié)點的延性有所提高,而耗能能力與現(xiàn)澆澆節(jié)點相近.錢稼茹等［13］對豎向鋼筋采用不同連接方法的裝配式剪力墻構(gòu)件進(jìn)行的試驗研究發(fā)現(xiàn)：采用套箍連接或套筒連接,雖然能夠獲得較好的傳力效果,但施工現(xiàn)場綁扎鋼筋的作業(yè)量大,后澆混凝土處不容易密實,結(jié)構(gòu)破壞時容易形成后澆縫的局部集中破壞,不利于結(jié)構(gòu)耗能.

綜合國內(nèi)外關(guān)于裝配式剪力墻連接技術(shù)的研究發(fā)現(xiàn),目前采用的裝配式剪力墻連接方法基本能獲得好的連接效果,裝配試件與現(xiàn)澆試件有相當(dāng)?shù)目拐鹦阅?但現(xiàn)有連接方法存在施工操作繁瑣、對不同設(shè)計要求普適性差等不足.本文提出了一種操作便捷、通用性強(qiáng)的裝配式剪力墻的新型連接方法—U型套箍連接,并通過低周反復(fù)荷載試驗,研究試件的破壞及裂縫發(fā)展機(jī)理、滯回曲線、骨架曲線、墻體內(nèi)鋼筋的應(yīng)變、試件的位移沿高度的分布、試件的極限承載力及耗能能力,并利用數(shù)值模擬對試驗結(jié)果進(jìn)行驗證,據(jù)此來評價采用U型套箍連接的裝配式剪力墻的抗震性能.

1 裝配式剪力墻結(jié)構(gòu)U型套箍連接的試驗設(shè)計

1.1 U型套箍連接工藝

裝配式剪力墻結(jié)構(gòu)U型套箍連接具體構(gòu)造如圖1所示,是通過預(yù)制混凝土剪力墻中分布鋼筋外露形成閉合的U型環(huán),待連接預(yù)制墻體的U型環(huán)相互搭接,形成矩形平面,剪力墻約束邊緣構(gòu)件的鋼筋連接通過加密U型鋼筋并配置箍筋來實現(xiàn).與文獻(xiàn)［12］通過在U型鋼筋外側(cè)配置箍筋限制預(yù)制墻體水平錯動不同,U型套箍連接工藝通過在矩形平面四角內(nèi)側(cè)穿插與墻體長度相同的通長鋼筋后澆筑微膨脹混凝土實現(xiàn)預(yù)制墻體鋼筋連接,這種連接方法不僅能限制預(yù)制墻體水平錯動,還能在一定程度上限制預(yù)制墻體間受拉而產(chǎn)生的豎向位移,改善豎向鋼筋之間的傳力效果.

圖1 U型套箍連接構(gòu)造Fig.1 Constitution of U-shaped ferrule connection

裝配式剪力墻U型套箍連接能在保證連接質(zhì)量可靠的前提下簡化現(xiàn)場鋼筋綁扎工序、降低施工成本.此外,U型鋼筋的形成依賴于剪力墻分布鋼筋,可根據(jù)墻體所在樓層高度、建筑物場地地震烈度進(jìn)行相應(yīng)調(diào)整,設(shè)計、施工非常靈活.預(yù)制墻體吊裝就位后,可用跨縫L型角鋼,一側(cè)固定于樓板預(yù)埋件,另一側(cè)與墻體用螺栓連接并輔以固定在已完工樓板上的剛性斜撐桿實現(xiàn)臨時固定.

1.2 試驗設(shè)計

為評價采用U型套箍連接技術(shù)的裝配式剪力墻在地震作用下的連接性能與抗震能力,對裝配式剪力墻水平縫及豎縫的節(jié)點連接與抗震性能進(jìn)行研究,進(jìn)行了低周反復(fù)荷載試驗,并與現(xiàn)澆剪力墻結(jié)構(gòu)進(jìn)行對比,主要研究了水平縫及豎縫裝配式剪力墻的破壞形態(tài)、裂縫行為、荷載—位移關(guān)系、開裂荷載、承載力以及變形特性的發(fā)展規(guī)律.

1.3 試件設(shè)計

試件原型為實際裝配式剪力墻住宅結(jié)構(gòu)中底層墻體,為1∶1的足尺比例模型,共制作3個試件.其中現(xiàn)澆試件1個,記為SW1；水平接縫試件1個,接縫設(shè)置在試件與地梁的連接位置,記為SW2；豎向接縫試件1個,包括試件與地梁連接的水平接縫和2片預(yù)制墻體間的豎向接縫,記為SW3.剪力墻試件高2 900 mm,墻體長1 300 mm,墻寬200 mm.墻體頂端有250 mm×250 mm分配梁,與墻同長.試件地梁截面尺寸500 mm×500 mm,兩邊各挑出墻體500 mm.試件SW2、SW3與地梁連接處水平縫后澆帶寬度300 mm,試件SW3預(yù)制墻體豎向縫寬度200 mm.預(yù)制墻體中混凝土強(qiáng)度等級為C30,后澆區(qū)混凝土為強(qiáng)度等級C35的微膨脹混凝土,加入水泥用量5%的膨脹劑以補(bǔ)償后澆區(qū)混凝土收縮造成的薄弱結(jié)合面.通過材料性能試驗,實際測得預(yù)制墻體C30混凝土強(qiáng)度為29.64 MPa,現(xiàn)澆部分C35混凝土因加入的5% 膨脹劑對混凝土強(qiáng)度有一定削弱,實際立方體抗壓強(qiáng)度為28.38 MPa,作為現(xiàn)澆部分混凝土強(qiáng)度參考值.預(yù)制剪力墻試件鋼筋的保護(hù)層厚度均取為20 mm,試件配筋見圖2.試件剪力墻約束邊緣構(gòu)件鋼筋、地梁及加載梁鋼筋均為HRB400鋼,其余墻體內(nèi)部配筋均采用HRB335級鋼.試驗所用鋼筋在材性試驗中均有線彈性階段和一定屈服階段,如表1所示為鋼筋實測強(qiáng)度平均值,表中εy為鋼筋屈服應(yīng)變,fy為鋼筋屈服應(yīng)力fu為鋼筋極限應(yīng)力,Es為鋼筋彈性模量,εy＝fy／Es,其中Es＝2.0×105MPa.

表1 鋼筋實測強(qiáng)度平均值Tab.1 Average measured strength of reinforcement

圖2 試件配筋示意圖Fig.2 Schematic diagram of reinforcement in specimens

1.4 加載方案及測點布置

試驗在中南大學(xué)線橋隧多功能靜力實驗室完成,采用2 000 k N大型多功能結(jié)構(gòu)試驗機(jī)系統(tǒng)進(jìn)行加載,加載裝置如圖3所示.為模擬裝配式剪力墻結(jié)構(gòu)中底層墻體在地震作用下的工作性能,試驗中在墻體頂部分配梁上施加豎直向下的軸力,軸壓比為0.3,在整個試驗過程中保持不變.為保證試驗時試件在水平力作用下能隨作動器往復(fù)移動,利用4根螺桿與厚鋼板組成加載體系,試驗采用500 k N液壓千斤頂施加往復(fù)水平力.

圖3 低周反復(fù)荷載試驗加載裝置Fig.3 Loading device of low cyclic test

根據(jù)《建筑抗震試驗方法規(guī)程》［14］中的規(guī)定,低周反復(fù)荷載試驗應(yīng)采用荷載、位移雙控制方法進(jìn)行.裝配試件屈服前,采用荷載控制并分級加載,接近試件屈服荷載后采用位移控制加載.首先對試件逐級施加軸壓力,軸壓比n取為0.3,用式（1）計算,其中fc為試件混凝土軸心抗壓強(qiáng)度設(shè)計值,bw為墻肢寬度,hw為墻肢高度,分項系數(shù)為1.2,N為重力荷載代表值作用下墻肢的軸壓力,按設(shè)計值計算,計算得軸壓力為930 k N.軸力加載完畢后,檢查各個儀器儀表是否處于正常工作狀態(tài)及剪力墻內(nèi)鋼筋應(yīng)變是否處于軸壓狀態(tài).在試驗過程中,軸壓力保持不變.

對試件逐級施加往復(fù)的水平力,試件屈服前,采用荷載控制并逐級加載,每級水平力往復(fù)循環(huán)1次；試件屈服后,采用位移控制加載,位移增量分別為5 mm（當(dāng)試驗位移不大于25 mm時）和10 mm（當(dāng)試驗位移大于25 mm時）,每級位移循環(huán)2次.當(dāng)試件最終承載力下降至最大承載能力的85%以下時或者試件變形過大已經(jīng)不適于加載時認(rèn)為試件失效,試驗結(jié)束.

試驗觀測的內(nèi)容包括剪力墻試件的軸壓力、作動器水平力、墻體水平位移、預(yù)制墻體及后澆帶混凝土開裂情況、鋼筋應(yīng)變及應(yīng)變在鋼筋連接節(jié)點中的傳遞情況.為得到試件在反復(fù)荷載作用下的滯回曲線,在墻體作動器作用點對側(cè)布置位移計測量試件水平位移,3片墻體試件位移計的布置相同,見圖4.試驗共7個位移計,從上到下依次編號1-7.1號位移計示數(shù)為試件荷載-位移曲線中對應(yīng)的位移值,即控制位移；地梁上設(shè)置位移計7,量測地梁在試件加載過程中的的平動.為確定U型套箍連接節(jié)點接縫中鋼筋的傳力傳遞效果并判斷邊緣鋼筋是否屈服,測量剪力墻底部縱向鋼筋的應(yīng)變.試件SW1應(yīng)變片布置在地梁頂面以上20 mm處縱向鋼筋上；試件SW2、SW3分別在距地梁高度20 mm處的U型鋼筋上及搭接的預(yù)制墻體外伸U型筋距地梁頂面280 mm處布置應(yīng)變片.上、下層應(yīng)變片編號格式分別為1-A1、1-B1,應(yīng)變片布置如圖5所示.為觀測試件裂縫開展情況,在施加水平往復(fù)力的過程中,每級加載到荷載最值觀測一次裂縫開展情況,用記號筆標(biāo)識并記錄.

圖4 位移傳感器布置圖Fig.4 Layout of displacement sensor

圖5 上層預(yù)制墻內(nèi)鋼筋應(yīng)變片布置Fig.5 Arrangement of reinforcement strain gages in upper precast wall

2 驗結(jié)果與性能分析

2.1 試件破壞過程及破壞形態(tài)

3片剪力墻試件邊緣構(gòu)件配筋相同、分布鋼筋布置相近、試驗加載制度也相同,主要從開裂階段、屈服階段、塑性階段和破壞階段4個階段對試件的破壞過程和破壞形態(tài)進(jìn)行描述和對比,如表2所示,試件破壞后裂縫分布圖見圖6.在水平力作用下,試件墻底拉應(yīng)變超過混凝土的極限拉應(yīng)變,形成主裂縫,由于試件SW2和SW3在墻體處存在后澆混凝土帶,界面性能不佳使得主裂縫貫通.試件SW3豎直縫分布范圍在墻體截面中性軸附近,水平剪力及彎矩作用較弱,豎縫處裂縫開展不明顯.

表2 試件破壞過程和破壞形態(tài)Tab.2 Failure process and failure modes of specimens

圖6 試件破壞后的裂縫圖Fig.6 Crack figures after destruction of specimens

2.2 滯回曲線

試件加載點水平力-位移滯回曲線如圖7所示,圖中F為水平荷載值,Δ為水平位移值.在荷載控制加載階段,試件處于彈性范圍,往復(fù)加載后卸載的殘余變形很小,滯回曲線包裹的面積也小,荷載-位移為線性變化,構(gòu)件基本不發(fā)生剛度退化,耗能較少.在位移加載控制階段,鋼筋與混凝土界面產(chǎn)生滑移使得滯回曲線出現(xiàn)明顯捏攏現(xiàn)象,曲線較為飽滿,構(gòu)件進(jìn)入彈塑性狀態(tài),耗能能力提高.隨著荷載往復(fù)次數(shù)增加,同級荷載后一次循環(huán)的峰值和滯回曲線包裹面積較前次循環(huán)比都要減少,構(gòu)件內(nèi)部發(fā)生損傷累積,剛度逐漸退化.試件在達(dá)到極限承載力發(fā)生破壞后,仍有一定承載能力和耗能能力,延性良好.3個試件的滯回曲線變化趨勢基本相同,類似于“弓形”滯回曲線,能較好地吸收能量.試件SW1因作動器對側(cè)鋼板厚度不夠,在較大荷載作用下屈服,反向荷載作用下一部分變形被屈服的鋼板吸收,使得結(jié)果不對稱；試件SW2和SW3由于墻體制作和試件吊裝過程中的誤差,正反向曲線略有差別.

2.3 骨架曲線

試驗所得裝配式剪力墻的骨架曲線如圖8所示.根據(jù)《建筑抗震設(shè)計規(guī)范》［15］的規(guī)定,剪力墻結(jié)構(gòu)在大震作用下的彈塑性位移角限值為1／120.以試件極限荷載時對應(yīng)的位移計算試件SW1、SW2、SW3的極限彈塑性位移角分別為1／71、1／84、1／72,大于規(guī)范的限值,3個試件抗側(cè)剛度偏低,但均具有較強(qiáng)的變形能力,耗能能力良好.3個試件的骨架曲線變化趨勢及循環(huán)雙向加載時極限承載力基本一致,都經(jīng)歷了彈性、屈服和極限狀態(tài)3個階段.試件SW1、SW2屈服平臺較短,大位移時承載力下降比試件SW3快,延性及耗能能力不如試件SW3,但由于試件SW3同時存在豎向和水平施工縫,對結(jié)構(gòu)剛度削弱較大,極限承載力低于試件SW1、SW2,經(jīng)過屈服平臺后,承載力退化更快.

2.4 鋼筋應(yīng)變曲線

圖7 剪力墻試件水平力-位移滯回曲線Fig.7 Hysteresis curve of horizontal force-displacement of shear wall specimens

圖8 剪力墻試件水平力-位移骨架曲線Fig.8 Skeleton curve of horizontal force-displacement of shear wall specimens

為判定試驗過程中試件對平截面假定的符合程度,每級循環(huán)荷載的每個采集點都測量鋼筋應(yīng)變.鋼筋應(yīng)變曲線如圖9所示,圖中a為鋼筋所在橫截面位置,ε為剪力墻試件試驗時鋼筋的屈服應(yīng)變.鋼筋應(yīng)變分布情況表明：試件屈服前,裝配試件與現(xiàn)澆試件鋼筋應(yīng)變的變化趨勢一致,同位置鋼筋應(yīng)變的大小基本相同,預(yù)制墻體中鋼筋應(yīng)變與同位置地梁中的預(yù)埋U型筋應(yīng)變接近.這表明在試件屈服前,U型套箍連接節(jié)點的鋼筋傳力明確可靠,連接效果與現(xiàn)澆試件基本相同.試件屈服后,墻體鋼筋應(yīng)變明顯大于地梁對應(yīng)位置U型筋應(yīng)變,由于底部邊緣構(gòu)件的開裂和水平加強(qiáng)筋位置錯動,錯位對扣的2個U型筋傳力效果進(jìn)一步降低,U型套箍連接中鋼筋的屈服范圍由墻體兩側(cè)逐漸向中部發(fā)展.

圖9 墻體縱向鋼筋應(yīng)變分布圖Fig.9 Strain distribution diagram of longitudinal reinforcements in walls

2.5 試件位移分布

為研究采用U型套箍連接的裝配式剪力墻在低周反復(fù)荷載作用下的破壞模式,繪制試件水平位移沿墻高分布圖,如圖10所示.其中,H為剪力墻截面距地梁頂面的高度.3個試件的位移變化趨勢相同,試件的開裂及變形都集中在距墻底1 m范圍以內(nèi),墻體1 m以上位移基本呈直線分布,剪力墻的破壞模式均表現(xiàn)為彎剪型.現(xiàn)澆試件SW1的峰值荷載和極限荷載與屈服荷載的差值較試件SW2、SW3要大,表明現(xiàn)澆試件的延性比裝配試件好,裝配試件SW2、SW3在距墻底500 mm高度內(nèi)因為后澆段混凝土大量壓潰,變形集中,位移曲線彎折較為明顯.

2.6 試件承載能力和耗能能力

試件開裂荷載Fcr、屈服荷載Fy、峰值荷載Fp及計算壓彎承載力Fm對應(yīng)水平力如表3所示.據(jù)試驗結(jié)果,裝配試件SW2、SW3的開裂荷載都小于現(xiàn)澆試件SW1,這是由于墻體應(yīng)力最大截面位于混凝土后澆區(qū),試驗?zāi)Ｐ秃鬂矃^(qū)混凝土施工質(zhì)量不佳使后澆區(qū)混凝土開裂較早而造成.試件SW2的屈服荷載、峰值荷載都與現(xiàn)澆試件SW1接近,說明采用U型套箍連接水平縫的裝配式剪力墻整體性好；試件SW3同時存在拼裝水平縫和豎直縫,其整體性相比于試件SW1、SW2稍差,屈服荷載、峰值荷載略低于試件SW1、SW2,3個試件的試驗屈服荷載都略低于計算壓彎承載力.可以認(rèn)為,在后澆段混凝土界面充分密實的前提下,用U型套箍連接的裝配式剪力墻水平縫試件和豎直縫試件與現(xiàn)澆試件有相似的力學(xué)性能.

表3 承載力試驗對比結(jié)果Tab.3 Comparison results of capacity test

結(jié)構(gòu)的耗能能力通常以一周滯回環(huán)包含的面積來衡量,也可根據(jù)《抗震試驗規(guī)程》［14］,引入等效黏滯阻尼系數(shù),試件等效阻尼系數(shù)he與水平位移關(guān)系如圖11所示.從圖中可知：隨著位移的增加,試件的等效黏滯系數(shù)增加.這說明在往復(fù)荷載作用下,構(gòu)件損傷發(fā)展,耗能能力較強(qiáng).試件SW2隨著荷載增大,接縫處耗能性能變差,滯回曲線有捏攏現(xiàn)象,相同位移時黏滯阻尼值較SW1、SW3較小.試驗前期,3個試件的阻尼-位移曲線基本重合；試件SW3豎縫在水平荷載作用下受力較小,而豎縫處配筋比一般墻體多,使得屈服階段SW3耗能與現(xiàn)澆試件接近；極限狀態(tài)時,裝配墻體的阻尼系數(shù)與現(xiàn)澆試件相當(dāng).

圖10 試件水平位移沿高度分布Fig.10 Height distribution of the horizontal displacement

圖11 耗能曲線計算圖Fig.11 Calculation diagram of energy dissipation curve

3 數(shù)值仿真

3.1 有限元模型及參數(shù)

在有限元模型中,混凝土采用塑性損傷模型本構(gòu)模型,三維實體八節(jié)點線性減縮積分單元（C3D8R）,鋼筋選用空間二節(jié)點直線桁架單元（T3D2）,其與混凝土的相互作用選用基于無滑移假定的嵌入式模型.將鋼筋單元通過EMBEDDED方式嵌入到混凝土單元中.

確定荷載及邊界條件時,由于地梁截面足夠大,地腳螺栓與地面連接牢固,近似認(rèn)為地梁與地面完全固接,即剪力墻構(gòu)件的底部假定為剛性.試件軸壓力在試驗過程中保持不變,以均布荷載形式作用于分配梁.水平力作用通過施加往復(fù)水平位移和單調(diào)水平位移荷載來模擬：首先在加載梁側(cè)面施加水平往復(fù)位移荷載,對比分析剪力墻數(shù)值模型與試驗結(jié)果的承載力差異；然后用水平單調(diào)加載方案,考察拼接縫實現(xiàn)的合理性及墻體裂縫分布情況,模型荷載及邊界條件如圖12所示.為模擬后澆段混凝土與預(yù)制構(gòu)件混凝土的相互作用,在參考文獻(xiàn)［16］的基礎(chǔ)上,采用適當(dāng)折減混凝土抗壓強(qiáng)度的方法考慮后澆混凝土與預(yù)制構(gòu)件界面黏結(jié)性能,后澆段混凝土強(qiáng)度降低率取為預(yù)制墻體混凝土抗壓強(qiáng)度的65%,后澆部分混凝土的模型取為薄板模型.

圖12 試件有限元模型及邊界條件Fig.12 Finite element model and boundary conditions of specimens

3.2 裂縫開展及性能演變

為驗證薄板模型分析后澆混凝土性能時的適用性,主要模擬單調(diào)水平荷載作用下試件的受力情況,忽略了混凝土在往復(fù)荷載作用下的損傷累積.現(xiàn)澆試件SW1與水平接縫試件SW2的單調(diào)荷載-位移曲線如圖13所示.根據(jù)分析結(jié)果,薄板強(qiáng)度折減模型能夠很好地模擬后澆段混凝土與預(yù)制構(gòu)件黏結(jié)處混凝土強(qiáng)度降低的現(xiàn)象,裝配試件與現(xiàn)澆試件在屈服前有著相似的荷載-位移曲線,現(xiàn)澆試件峰值大于裝配試件,模擬結(jié)果與試驗結(jié)果基本一致.分別用最大主應(yīng)力來判斷混凝土的開裂情況,用最大主拉應(yīng)變來表征裂縫的開裂程度,如圖14、15所示分別為現(xiàn)澆試件與水平拼縫試件在邊緣鋼筋屈服以及極限狀態(tài)時,墻體混凝土的裂縫開展情況.圖中εLE為有限元模型的主應(yīng)變.現(xiàn)澆試件模型裂縫首先出現(xiàn)在墻體受拉側(cè)底部,隨著荷載增加,裂縫逐漸增多,原有裂縫不斷發(fā)展延伸,并且水平裂縫的位置逐步上移,基本在試件1 000 mm高度范圍圍內(nèi)；荷載繼續(xù)增大,裂縫寬度增加（最大主拉應(yīng)變增大）但水平縫位置不再上移,墻體受壓端出現(xiàn)受壓裂縫；墻體的主要破壞區(qū)域基本集中在墻底截面上500 mm高度范圍以內(nèi).從SW2的裂縫模擬圖可以得到,當(dāng)荷載較小時,墻體基本處于彈性階段,裂縫開展緩慢,分布情況與現(xiàn)澆試件相似,表現(xiàn)為受拉端沿高度分布的水平裂縫；隨著荷載增大,現(xiàn)澆段部位混凝土出現(xiàn)壓碎現(xiàn)象,表現(xiàn)為混凝土薄板部位應(yīng)變遠(yuǎn)大于周圍混凝土.

圖13 模型SW1與SW2荷載-位移曲線Fig.13 Load-displacement curve of model SW1 and SW2

圖14 現(xiàn)澆試件SW1有限元模型裂縫開展情況Fig.14 Crack development of finite elements model of cast-in-place specimen

圖15 SW2砼薄板有限元模型裂縫開展情況Fig.15 Crack development of finite element model SW2 with thin concrete slab

4 結(jié) 論

本文利用低周反復(fù)荷載試驗,對采用U型套箍連接的水平縫和豎直縫的剪力墻試件的抗震性能進(jìn)行試驗研究,獲得了試件的破壞及裂縫發(fā)展機(jī)理、滯回曲線、骨架曲線、墻體內(nèi)鋼筋的應(yīng)變、試件的位移沿高度的分布、試件的極限承載力及耗能能力,發(fā)現(xiàn)U型套箍連接能使得裝配式剪力墻獲得與現(xiàn)澆墻體相近的抗震性能并得到如下結(jié)論.

（1）采用U型套箍連接的裝配式混凝土剪力墻水平接縫試件SW2和豎直接縫試件SW3與現(xiàn)澆試件破壞形態(tài)相同,均屬于壓彎破壞.在開裂前,裝配試件與現(xiàn)澆試件相同,基本都處于彈性階段.進(jìn)入屈服階段后,試件邊緣受拉鋼筋屈服,混凝土出現(xiàn)拉裂紋,但裝配試件與現(xiàn)澆試件裂紋的開展情況不同.SW2和SW3在后澆段混凝土裂縫開展及延伸較集中.破壞階段,試件都出現(xiàn)邊緣混凝土潰裂,邊緣鋼筋外露的現(xiàn)象.

（2）各試件的滯回曲線均較飽滿,呈反“S”型,試件的耗能能力基本接近；試件骨架曲線呈現(xiàn)出一致的發(fā)展趨勢.但試驗中裝配試件的耗能能力仍低于現(xiàn)澆試件,這對U型套箍連接節(jié)點后澆段混凝土的施工提出了更高的要求.

（3）試驗選取0.3的軸壓比,此時預(yù)制墻的開裂剛度與現(xiàn)澆墻接近.試驗驗證了裝配式墻體在屈服前能符合平截面假定,U型套箍在試件屈服前能有效傳遞鋼筋應(yīng)力.裝配墻體的極限位移角均大于剪力墻結(jié)構(gòu)大震下的層間位移限值1／120,試件的彈塑性變形能力滿足規(guī)范要求,在試件開裂狀態(tài)及極限狀態(tài),裝配試件與現(xiàn)澆試件有著相同的剛度.有限元模型分析結(jié)果與試驗結(jié)果相吻合,驗證了薄板混凝土強(qiáng)度折減模型在模擬界面混凝土性能時的有效性.

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Seismic performance of precast concrete shear wall with U-type reinforcements ferrule connection

YU Zhi-wu1,2,PENG Xiao-dan1,2,GUO Wei1,2,PENG Miao-pei1,2
（1.School of Civil Engineering,Central South University,Changsha 410075,China；2.National Engineering Laboratory for High Speed Railway Construction,Changsha 410075,China）

To solve the problem of complicated construction process and lacking of commonality on reinforcement connection of precast concrete shear wall,proposed a new connection method—U-type reinforcements ferrule connection.Low cyclic loading tests was done to verify the validation of shear wall specimens with this connection method,including one cast-in-place specimen,one horizontal connection precast specimen and one vertical connection precast specimen.The test acquired,the mechanism of failure and crack development,the hysteresis curves,the skeleton curves,strain of the reinforcements in walls,displacement distribution along the height,the ultimate bearing capacity and energy dissipation capacity of specimens.Finite element analysis was conducted to verify the test results based on the Abaqus software.The results indicate that precast concrete shear walls with U-type reinforcements ferrule connections have almost the same load-bearing capacity and seismic performance as cast-in-place walls.

precast concrete shear wall；U-type reinforcements ferrule；connections；low cyclic loading；seismic performance

10.3785／j.issn.1008-973X.2015.05.024

P 315.9

A

1008-973X（2015）05-0975-10

2014-10-28. 浙江大學(xué)學(xué)報（工學(xué)版）網(wǎng)址：www.journals.zju.edu.cn／eng

國家自然科學(xué)基金資助項目（50938008,51108466）；長江學(xué)者和創(chuàng)新團(tuán)隊發(fā)展計劃資助項目（IRT1296）；中鐵四局合作開發(fā)課題資助項目（143010100）.

余志武（1955－）,男,教授,從事混凝土耐久性、組合結(jié)構(gòu)、裝配式剪力墻結(jié)構(gòu)等研究.Email：zhwyu＠csu.edu.cn

國巍,男,副教授.E-mail：guowei＠csu.edu.cn