李兆杰,孟凡林,戰(zhàn)美秋,徐 帥,殷承諾

(吉林建筑大學(xué)土木工程學(xué)院,吉林 長(zhǎng)春 130118)

0 引言

鋼-混凝土組合剪力墻是鋼材與混凝土組成整體共同工作的結(jié)構(gòu)體系,目前的主要形式有鋼板混凝土組合剪力墻[1-3]、鋼管混凝土組合剪力墻[4]和鋼纖維混凝土組合剪力墻[5-7]等。在鋼管混凝土組合剪力墻研究方面,熊楓等[8]對(duì)6個(gè)剪跨比為2.86的2層裝配式內(nèi)置雙鋼套管混凝土組合剪力墻試件進(jìn)行擬靜力抗震試驗(yàn)研究,試驗(yàn)研究表明,在峰值荷載后骨架曲線有平緩下降段,墻體塑性變形和延性性能良好,表現(xiàn)出良好的裝配整體性;張振等[9]研究了軸壓比對(duì)間隔鋼管混凝土組合剪力墻抗震性能的影響,得到間隔鋼管混凝土組合剪力墻具有良好的承載力、變形能力和耗能能力,整體抗震性能良好;張鵬等[10]對(duì)剪跨比為1.5的鋼管束混凝土組合剪力墻進(jìn)行抗震性能研究,得出鋼管束混凝土組合剪力墻具有良好的承載力、抗側(cè)剛度、延性、耗能能力,是一種性能優(yōu)越的新型剪力墻。從上述研究中可知,鋼管混凝土組合剪力墻具有良好的力學(xué)性能,承載力高,延性好,耗能能力強(qiáng)等。但現(xiàn)有鋼管混凝土組合剪力墻普通存在用鋼量大的問(wèn)題,尤其裝配式鋼管束混凝土組合剪力墻不僅用鋼量大而且豎向連接焊接工作量大。此外,目前裝配式混凝土剪力墻豎向連接普遍使用套筒連接技術(shù)[11-12],不僅存在灌漿缺陷問(wèn)題,且套筒連接容錯(cuò)率低,不易安裝。

基于鋼管混凝土組合剪力墻上述優(yōu)點(diǎn)及裝配式混凝土剪力墻目前存在的問(wèn)題,本文提出了一種基于薄壁鋼管的裝配式混凝土剪力墻[13],在制作剪力墻時(shí)預(yù)留空心孔成孔采用的薄壁鋼管代替剪力墻空心孔位置處的豎向分布鋼筋,可有效避免傳統(tǒng)抽芯困難問(wèn)題,而且混凝土二次澆筑完成后可在墻體內(nèi)部形成鋼管混凝土芯柱。在墻體豎向連接方面,采用U形連接鋼筋實(shí)現(xiàn)上、下層間的搭接連接,連接方便快捷。為驗(yàn)證基于薄壁鋼管的裝配式混凝土剪力墻設(shè)計(jì)的可行性,對(duì)1個(gè)常規(guī)現(xiàn)澆剪力墻試件和2個(gè)薄壁鋼管剪力墻試件進(jìn)行擬靜力試驗(yàn),研究分析該裝配式混凝土剪力墻抗震性能。

1 試驗(yàn)設(shè)計(jì)

1.1 試件設(shè)計(jì)

本試驗(yàn)設(shè)計(jì)并足尺制作了3個(gè)墻體試件,分別用SW1,SW2,SW3表示。其中,SW1為常規(guī)現(xiàn)澆剪力墻試件,SW2,SW3均為薄壁鋼管剪力墻試件。各墻體試件墻板豎向鋼筋和鋼管布置如圖1所示,構(gòu)造和配筋如圖2所示。SW2,SW3試件墻板空心孔采用內(nèi)徑為89mm Q235薄壁鋼管成孔,在墻板中部空心孔位置使用空心孔成孔薄壁鋼管代替豎向分布鋼筋。SW2試件均采用壁厚為1mm鋼管,鋼管對(duì)稱布置,間距為300mm;SW3試件墻板邊緣構(gòu)件鋼管布置與SW2試件完全相同,中間鋼管壁厚為2mm,相對(duì)邊緣構(gòu)件鋼管距離分別為600,300mm。

圖1 豎向鋼筋和鋼管布置

圖2 試件構(gòu)造和配筋

其中,SW2試件設(shè)計(jì)主要研究基于薄壁鋼管的裝配式混凝土剪力墻抗震性能,驗(yàn)證其設(shè)計(jì)可行性;SW3試件設(shè)計(jì)主要研究在減少豎向連接情況下基于薄壁鋼管的裝配式混凝土剪力墻抗震性能。

1.2 試件制作

制作試件時(shí),SW1現(xiàn)澆試件一次澆筑成型。SW2,SW3預(yù)制試件首先制作剪力墻墻板和混凝土底座,待墻板混凝土強(qiáng)度達(dá)到設(shè)計(jì)要求后,吊裝墻板將錨固于混凝土底座中的縱向受力鋼筋和連接鋼筋插入墻板鋼管孔中,使墻板安裝至混凝土底座。布置并綁扎完成上部連接鋼筋和頂梁鋼筋后,澆筑鋼管孔內(nèi)混凝土和頂梁混凝土,繼續(xù)養(yǎng)護(hù)至混凝土達(dá)到設(shè)計(jì)強(qiáng)度后,完成剪力墻試件制作。其中,SW2試件預(yù)制剪力墻墻板配筋及縱向受力鋼筋和豎向U形連接鋼筋在底座中的錨固如圖3所示。

圖3 SW2墻板配筋及鋼筋錨固

1.3 材料力學(xué)性能

表1 混凝土抗壓強(qiáng)度

試驗(yàn)按GB/T 228.1—2010《金屬材料拉伸試驗(yàn)第一部分:室溫試驗(yàn)方法》[16]的規(guī)定測(cè)定制作試件時(shí)預(yù)留鋼筋和鋼管力學(xué)性能,鋼筋和鋼管強(qiáng)度試驗(yàn)結(jié)果分別如表2,3所示。

表2 鋼筋強(qiáng)度實(shí)測(cè)值

表3 鋼管強(qiáng)度實(shí)測(cè)值

1.4 加載方案和量測(cè)內(nèi)容

采用擬靜力試驗(yàn)方法研究基于薄壁鋼管的裝配式混凝土剪力墻抗震性能,試驗(yàn)加載裝置及現(xiàn)場(chǎng)試驗(yàn)加載如圖4所示。試驗(yàn)時(shí),豎向荷載使用千斤頂施加,一次加載到位并保持不變;水平方向荷載采用位移控制模式,使用水平作動(dòng)器施加于墻體頂部,當(dāng)墻體位移角<1/1 000時(shí),每級(jí)荷載頂點(diǎn)位移峰值取3,6,9,13mm,每級(jí)荷載循環(huán)1次;當(dāng)墻體位移角>1/1 000時(shí),每級(jí)荷載頂點(diǎn)位移為26,39,52,65,78,91mm,每級(jí)荷載循環(huán)2次,直至試件破壞。

圖4 擬靜力試驗(yàn)裝置

各試件水平荷載使用荷載傳感器進(jìn)行測(cè)定,不同位置實(shí)時(shí)位移采用LVDT測(cè)定。試驗(yàn)中記錄墻體裂縫發(fā)展情況,并在其對(duì)應(yīng)位置進(jìn)行標(biāo)記。

2 試驗(yàn)現(xiàn)象及破壞形態(tài)

SW1,SW2,SW3試件在恒定豎向荷載和往復(fù)水平荷載作用下,經(jīng)歷了混凝土開裂前的線彈性階段、混凝土開裂、試件屈服及試件最終破壞4個(gè)階段。在荷載作用下,SW1試件首先在墻體表面出現(xiàn)裂縫,試件破壞前,墻身裂縫數(shù)量相對(duì)較多,分布較密集。SW2,SW3試件混凝土裂縫首先出現(xiàn)在墻體與底座間的水平后澆縫處,繼續(xù)加載,剪力墻墻身陸續(xù)出現(xiàn)裂縫,破壞時(shí)墻身裂縫數(shù)量少于SW1試件。SW2,SW3試件墻身裂縫發(fā)展到一定階段后,不再出現(xiàn)新的彎曲裂縫,此時(shí)墻體與底座后澆縫處的水平裂縫貫通并且裂縫寬度隨位移加載循環(huán)迅速增大,墻體側(cè)向變形主要來(lái)自后澆縫處裂縫的張開、閉合。各墻體試件破壞形態(tài)和裂縫發(fā)展如圖5所示。

圖5 試件破壞形態(tài)和裂縫發(fā)展

2.1 SW1試件

當(dāng)加載至3.40mm時(shí),墻體表面出現(xiàn)第1條斜向裂縫,對(duì)應(yīng)開裂荷載Fcr=102.77kN,位移角θcr=1/809; 繼續(xù)加載,控制位移為8mm時(shí),在墻身中部出現(xiàn)1條沿水平方向裂縫;當(dāng)反方向加載至12mm時(shí),第1條反方向裂縫出現(xiàn)在墻體靠近底部的位置。之后繼續(xù)加載,觀察到在墻體表面有新的裂縫繼續(xù)出現(xiàn)。當(dāng)加載位移為±50mm時(shí),墻體底部受壓區(qū)有豎向裂縫產(chǎn)生。位移為±70mm時(shí),墻體兩端底部混凝土出現(xiàn)被壓碎的跡象。

2.2 SW2試件

當(dāng)加載至±5.37mm時(shí),墻體與底座后澆縫處出現(xiàn)水平裂縫,墻體兩側(cè)裂縫長(zhǎng)度約50mm,對(duì)應(yīng)開裂荷載Fcr=161.56kN,位移角θcr=1/512;在位移為 0～±9mm 加載循環(huán)時(shí),墻體兩側(cè)水平裂縫分別向內(nèi)延伸,并在中部附近產(chǎn)生新的水平裂縫;加載至13mm時(shí),墻體表面出現(xiàn)第1條水平裂縫,同時(shí)在墻體底部受壓側(cè)產(chǎn)生小的豎向裂縫;加載至±26mm時(shí),原有裂縫繼續(xù)發(fā)展,墻體兩側(cè)出現(xiàn)多條水平彎曲裂縫,墻體底部受壓區(qū)出現(xiàn)明顯壓碎跡象;加載至39mm時(shí),在原有裂縫基礎(chǔ)上墻體表面又新增1條裂縫。繼續(xù)加載,墻體表面無(wú)新增彎曲裂縫,墻體底部后澆縫處裂縫寬度隨位移的增加迅速增大。在此階段,墻體側(cè)向變形主要由墻體底部后澆帶處裂縫的張開和閉合引起。

2.3 SW3試件

SW3試件試驗(yàn)現(xiàn)象和破壞形態(tài)與SW2試件相似,墻體底部與底座交接處出現(xiàn)裂縫時(shí)所對(duì)應(yīng)的荷載和位移角相差不大,開裂荷載Fcr=146.10kN,位移角θcr=1/495。當(dāng)加載位移為5.56mm時(shí),墻體底部與底座后澆縫處出現(xiàn)水平裂縫,裂縫長(zhǎng)度與SW2試件出現(xiàn)第1條裂縫長(zhǎng)度相當(dāng);繼續(xù)加載,加載位移為13mm時(shí),墻身出現(xiàn)水平裂縫,并在底部受壓區(qū)出現(xiàn)小的豎向裂縫;加載位移為±26mm時(shí),墻體兩側(cè)出現(xiàn)多條水平彎曲裂縫,底部受壓區(qū)出現(xiàn)明顯壓碎現(xiàn)象,底部后澆縫處裂縫貫通?？刂莆灰茷椤?2mm循環(huán)加載至構(gòu)件破壞階段,隨著墻體頂點(diǎn)位移增加,墻體底部后澆縫處的裂縫寬度快速增大,除墻體底部受壓區(qū)破壞繼續(xù)發(fā)展外,墻體表面無(wú)新增裂縫。

3 試驗(yàn)結(jié)果和分析

3.1 滯回曲線

SW1,SW2,SW3試件滯回曲線如圖6所示。由圖6可知,3個(gè)試件滯回曲線相差不大,滯回曲線形狀均較飽滿,曲線捏縮不明顯。在試件開裂前,所有試件滯回曲線基本呈線性變化,滯回環(huán)所圍成的面積較小,卸載后無(wú)明顯殘余變形;試件開裂后,隨著墻體表面裂縫數(shù)量逐步增多及墻體與混凝土底座后澆縫處的裂縫逐步擴(kuò)展,滯回環(huán)所圍成面積逐漸增大并趨于飽滿,試件出現(xiàn)明顯殘余變形;試件進(jìn)入屈服后,荷載增長(zhǎng)幅度遠(yuǎn)小于變形增長(zhǎng)幅度,試件加卸載曲率的絕對(duì)值均逐漸減小,滯回曲線形狀開始向弓形轉(zhuǎn)化并出現(xiàn)一定捏縮效應(yīng),且各試件捏攏現(xiàn)象差別不大。

圖6 滯回曲線

3.2 骨架曲線

SW1,SW2,SW3試件骨架曲線對(duì)比如圖7所示。3個(gè)墻體試件骨架曲線變化規(guī)律基本一致,均呈S形,試件在加載過(guò)程中經(jīng)歷彈性、屈服和破壞3個(gè)階段。SW2,SW3試件初始剛度基本相同且高于SW1試件,這主要與SW2,SW3試件內(nèi)部布置的薄壁鋼管形成混凝土芯柱參與試件受壓有關(guān)。試件所承受的水平力達(dá)到峰值荷載后,預(yù)制試件SW2,SW3骨架曲線和現(xiàn)澆試件SW1骨架曲線均有較長(zhǎng)平緩承載力下降段,受力穩(wěn)定,后期變形能力大。

圖7 骨架曲線

3.3 承載力

表4給出了各剪力墻試件開裂荷載Pcr、屈服荷載Py、峰值荷載Pmax和極限荷載Pu及各荷載值在正、反方向所對(duì)應(yīng)的荷載平均值。由表4可知,3個(gè)試件開裂荷載相差不大,SW1試件屈服荷載、峰值荷載及極限荷載值均低于預(yù)制試件SW2,SW3,這主要是因?yàn)镾W1試件混凝土強(qiáng)度偏低及配筋不同于SW2,SW3試件。對(duì)比混凝土強(qiáng)度基本相同的SW2,SW3試件,預(yù)制試件SW3所對(duì)應(yīng)的荷載較預(yù)制試件SW2荷載偏低,但差距較小,說(shuō)明按SW3試件配筋設(shè)計(jì)的方式來(lái)減少豎向連接對(duì)于薄壁鋼管剪力墻承載力影響較小。2個(gè)預(yù)制試件屈服荷載分別為277.72,271.33kN,峰值荷載分別為332.15,322.50kN,所對(duì)應(yīng)的屈強(qiáng)比分別為83.61%,84.13%,說(shuō)明2個(gè)試件均具有一定的承載力儲(chǔ)備。

表4 試件荷載

3.4 變形能力

采用位移延性系數(shù)μ分析各墻體試件延性和變形能力,表5給出了3個(gè)墻體試件在開裂、屈服、達(dá)到峰值荷載和極限荷載時(shí)所對(duì)應(yīng)的位移、位移角和各墻體試件延性系數(shù)。由表5可知,SW1,SW2,SW3試件位移延性系數(shù)分別為3.94,3.70,4.64,滿足現(xiàn)行規(guī)范對(duì)抗震墻的位移延性要求;開裂時(shí)的位移角分別為1/809,1/512,1/495,大于規(guī)范對(duì)抗震墻結(jié)構(gòu)彈性位移角限值1/1 000的要求;極限位移角分別為1/34,1/42,1/35,均大于規(guī)范中1/120的彈塑性位移角限值要求。3個(gè)試件均具有較好的變形能力。

表5 試件延性系數(shù)

3.5 剛度退化

3個(gè)試件剛度退化曲線對(duì)比如圖8所示。

圖8 試件剛度退化曲線

由圖8可知:①3個(gè)試件剛度退化規(guī)律相差不大,隨著水平位移增加,試件剛度逐漸降低,發(fā)生剛度退化;②在加載初期,預(yù)制試件SW2,SW3相比現(xiàn)澆試件SW1的剛度退化較快,這與試驗(yàn)中SW2,SW3試件的墻體與底座后澆縫連接處的裂縫寬度隨位移循環(huán)增長(zhǎng)較快有關(guān);③當(dāng)位移角達(dá)到1/65后,3個(gè)試件剛度退化曲線基本重合,并無(wú)明顯差異。

3.6 耗能能力

按JGJ/T 101—2015《建筑抗震試驗(yàn)規(guī)程》[17]規(guī)定,采用等效黏滯阻尼系數(shù)he進(jìn)行墻體試件耗能能力分析。SW1,SW2,SW3在峰值位移和極限位移時(shí)所對(duì)應(yīng)的等效黏滯阻尼系數(shù)如表6所示,由表6可知,試件破壞時(shí),薄壁鋼管剪力墻試件SW2,SW3所對(duì)應(yīng)的等效黏滯阻尼系數(shù)分別為0.186,0.204,與現(xiàn)澆剪力墻試件he=0.185基本相當(dāng)。

表6 試件等效黏滯阻尼系數(shù)

在加載過(guò)程中等效黏滯阻尼系數(shù)變化曲線如圖9所示。隨著位移增加,各試件耗能能力也在逐漸增強(qiáng),且在試件屈服后等效阻尼系數(shù)值增加較快。同時(shí),由圖9可知,試件SW2,SW3耗能能力高于試件SW1,表現(xiàn)出良好的耗能能力。

圖9 等效黏滯阻尼系數(shù)變化曲線

4 結(jié)語(yǔ)

由3個(gè)墻體試件擬靜力試驗(yàn),得出結(jié)論如下。 1)薄壁鋼管剪力墻試件SW2,SW3破壞模式與現(xiàn)澆剪力墻試件SW1破壞模式相同,為典型的壓彎破壞,發(fā)生破壞時(shí)邊緣構(gòu)件縱向受力鋼筋壓屈,底截面位置處混凝土被壓碎。

2)試驗(yàn)數(shù)據(jù)表明,本試驗(yàn)所研究的基于薄壁鋼管的裝配式混凝土剪力墻使用薄壁鋼管代替部分豎向分布鋼筋的設(shè)計(jì)可行,在剪力墻墻體內(nèi)部布置薄壁鋼管形成混凝土芯柱,有利于提高墻體剛度。

3)薄壁鋼管剪力墻試件滯回曲線均較為飽滿,捏縮不明顯。試件位移延性及極限位移角均滿足我國(guó)現(xiàn)行規(guī)范相關(guān)要求,試件在達(dá)到屈服后等效阻尼系數(shù)增加較快,表現(xiàn)出較強(qiáng)的耗能能力。

4)豎向分布鋼筋部分連接的預(yù)制試件SW3和豎向分布鋼筋全部連接的預(yù)制試件SW2各項(xiàng)抗震指標(biāo)相差不大,按本試驗(yàn)設(shè)計(jì)減少豎向連接方式對(duì)薄壁鋼管剪力墻抗震性能影響較小。

5)基于薄壁鋼管的裝配式混凝土剪力墻試件在加載后期后澆帶水平接縫處裂縫開展較為嚴(yán)重,在之后研究中將進(jìn)一步采取措施提高豎向節(jié)點(diǎn)連接性能。