裝配式短肢剪力墻平面模型抗震性能試驗(yàn)

朱張峰，郭正興

(東南大學(xué)土木工程學(xué)院，210096南京，zzfking2210@163.com)

預(yù)制裝配式剪力墻結(jié)構(gòu)(new precast concrete shear wall structure，NPC)是適應(yīng)我國國情的一種新的住宅結(jié)構(gòu)形式，其原理即采用預(yù)制鋼筋混凝土墻、U形梁、疊合板，通過預(yù)留連接鋼筋、后澆混凝土將墻、梁、板及節(jié)點(diǎn)拼裝連成整體［1］.它不僅保留了剪力墻結(jié)構(gòu)建筑功能強(qiáng)、節(jié)省材料、抗震有利等優(yōu)點(diǎn)，而且采用了預(yù)制拼裝工藝，符合建筑工業(yè)化和住宅產(chǎn)業(yè)化的大趨勢并可實(shí)現(xiàn)綠色施工，具有廣泛的應(yīng)用前景.

NPC結(jié)構(gòu)中使用了較多的短肢剪力墻，而當(dāng)前對預(yù)制裝配式短肢剪力墻的研究國內(nèi)外都很少，國外學(xué)者［2-6］進(jìn)行了預(yù)應(yīng)力裝配的混合剪力墻結(jié)構(gòu)的試驗(yàn)研究和理論分析，國內(nèi)研究同樣集中在預(yù)應(yīng)力裝配式短肢剪力墻中［7-8］，而對預(yù)制裝配式短肢剪力墻的研究幾乎為空白.

因此，在節(jié)點(diǎn)試驗(yàn)已證明各種節(jié)點(diǎn)連接構(gòu)造的安全性和可靠性的基礎(chǔ)上［9-11］，擬對NPC短肢剪力墻、梁及板的平面組合件進(jìn)行抗震性能試驗(yàn).選取試點(diǎn)工程中具有代表性的1/2縮尺比例單跨三層平面單元制作了1個現(xiàn)澆模型和2個NPC模型，并進(jìn)行低周反復(fù)荷載試驗(yàn)，通過對比對NPC模型的抗震性能作出評價.

1 試驗(yàn)概況

1.1 模型制作

制作1個現(xiàn)澆以及2個NPC單跨三層1/2縮尺比例平面模型，模型由T形墻、梁、板以及地基梁組成，編號分別為XJ1、ZP1、ZP2.3個模型的成型尺寸、構(gòu)件配筋率保持一致.模型采用C30混凝土澆筑，縱向受力鋼筋采用HRB400級鋼筋，箍筋采用HPB235級鋼筋.地基梁留足相應(yīng)的Φ80錨固孔及鋼絞線穿束孔.

NPC模型采用預(yù)制墻翼板、腹板、預(yù)制U形梁、預(yù)制疊合板，并于節(jié)點(diǎn)處預(yù)留連接鋼筋，然后二次澆筑混凝土，形成整體結(jié)構(gòu)(圖1(b)).其中，由于模型尺寸較小，墻體豎向連接構(gòu)造較難實(shí)現(xiàn)，因此，本次試驗(yàn)未考慮墻體分段預(yù)制，制作時將整個高度上的翼緣板、腹板整體預(yù)制，安裝后一次現(xiàn)澆翼緣板與腹板相交處混凝土.現(xiàn)澆及NPC模型制作詳見圖1.

圖1 模型制作詳圖

1.2 試驗(yàn)加載裝置及加載方式

試驗(yàn)在江蘇省交通科學(xué)研究院結(jié)構(gòu)試驗(yàn)室進(jìn)行，水平加載設(shè)備為1 000 kN液壓伺服控制系統(tǒng)(MTS).試驗(yàn)時，通過地腳螺桿穿過預(yù)留孔將模型錨固于地面上，采用張拉預(yù)應(yīng)力鋼絞線施加軸壓，鋼絞線錨固端采用特制的可微轉(zhuǎn)動錨具，以保證結(jié)構(gòu)側(cè)移時鋼絞線不產(chǎn)生折角，并保持軸壓恒定.為防止加載過程中模型平面外失穩(wěn)，于模型兩側(cè)加鋼管腳手架支撐，保證試驗(yàn)安全.試驗(yàn)加載簡圖見圖2.

圖2 試驗(yàn)加載簡圖

試驗(yàn)開始前，先于墻肢頂部施加設(shè)計軸壓，軸壓比控制為0.15，其中計算軸壓比時采用實(shí)測混凝土立方體抗壓強(qiáng)度(根據(jù)混凝土材性試驗(yàn)，現(xiàn)澆及預(yù)制部分混凝土強(qiáng)度分別為37、38 MPa，此處取38 MPa)換算得軸心抗壓強(qiáng)度設(shè)計值，施加軸壓為528 kN.軸壓分三級加載，以便檢查試驗(yàn)儀器是否正常工作以及軸壓是否存在偏心.

待軸壓穩(wěn)定后，施加水平荷載，模型屈服前以力控制加載，每級循環(huán)1次，屈服后以位移控制加載，每級循環(huán)2～3次［12］.試驗(yàn)過程中規(guī)定MTS外推時為正，內(nèi)拉時為負(fù).

2 試驗(yàn)結(jié)果

各模型裂縫開展及破壞過程分述如下:

1)XJ1.加載初期(荷載絕對值＜27.5 kN)，模型未出現(xiàn)裂縫，荷載和位移呈線性變化，卸載后幾乎無殘余變形，處于彈性階段;到荷載絕對值等于27.5 kN加載周期，一層梁與墻連接處出現(xiàn)豎向裂縫;隨著荷載增加，二、三層梁與墻連接處相繼出現(xiàn)豎向裂縫，到荷載絕對值等于50 kN加載周期，墻肢底部出現(xiàn)水平裂縫，各層梁裂縫向跨中方向擴(kuò)展;到荷載絕對值等于100 kN加載周期，一層梁受拉縱筋屈服，此時頂點(diǎn)位移為20 mm，之后進(jìn)入位移加載階段;到4Δ周期時，荷載達(dá)到峰值點(diǎn)，各層梁均形成塑性鉸;到6Δ周期時，墻肢根部腹板混凝土壓碎剝落，墻縱筋壓屈，荷載下降至極限荷載的85%以下，模型宣告破壞.

2)ZP1.加載初期(荷載絕對值＜27.5 kN)，模型未出現(xiàn)裂縫，荷載和位移呈線性變化，卸載后幾乎無殘余變形，處于彈性階段;到荷載值為-27.5 kN加載周期，一層梁與墻連接處出現(xiàn)豎向裂縫;隨著荷載增加，二、三層梁與墻連接處相繼出現(xiàn)豎向裂縫，到荷載絕對值等于70 kN加載周期，墻肢底部出現(xiàn)水平裂縫，梁端拼縫出現(xiàn)水平裂縫，到荷載絕對值等于116 kN加載周期，一層梁受拉縱筋屈服，此時頂點(diǎn)位移為18 mm，之后進(jìn)入位移加載階段;到0.5Δ周期時，墻肢腹板底部出現(xiàn)水平裂縫，各層梁裂縫向跨中擴(kuò)展不明顯，主要集中在梁端拼縫處;到4Δ周期時，荷載達(dá)到峰值點(diǎn)，一層梁根部混凝土出現(xiàn)剝落;到7Δ周期時，墻肢根部腹板混凝土壓碎，墻縱筋壓屈，荷載下降至極限荷載的85%以下，模型宣告破壞.

3)ZP2.加載初期(荷載絕對值＜25 kN)，模型未出現(xiàn)裂縫，荷載和位移呈線性變化，卸載后幾乎無殘余變形，處于彈性階段;到荷載絕對值等于25 kN加載周期，一層梁與墻連接處出現(xiàn)豎向裂縫;隨著荷載增加，二、三層梁與墻連接處相繼出現(xiàn)豎向裂縫，到荷載絕對值等于70 kN加載周期，墻肢底部出現(xiàn)水平裂縫，梁端拼縫出現(xiàn)水平裂縫，到荷載絕對值等于90 kN加載周期，一層梁受拉縱筋屈服，此時頂點(diǎn)位移為18 mm，之后進(jìn)入位移加載階段;到0.5Δ周期時，墻肢腹板底部出現(xiàn)水平裂縫，各層梁裂縫向跨中擴(kuò)展不明顯，主要集中在梁端拼縫處;到4Δ周期時，荷載達(dá)到峰值點(diǎn)，一層梁根部混凝土出現(xiàn)剝落;到7Δ周期時，墻肢根部混凝土壓碎，墻縱筋壓屈，荷載下降至極限荷載的85%以下，模型宣告破壞.

各模型的破壞形態(tài)見圖3.

圖3 模型破壞形態(tài)

3 試驗(yàn)分析

3.1 滯回曲線、骨架曲線

各模型的滯回曲線、骨架曲線見圖4.

圖4 模型滯回曲線、骨架曲線

對于滯回曲線，各模型具有如下共性:在開裂后至屈服前，滯回環(huán)處于穩(wěn)定發(fā)展階段，卸載后殘余變形很小，滯回環(huán)面積較小;屈服后，滯回環(huán)呈反“S”型，面積明顯增大，表明了較好的耗能能力，在同一位移級別下，后面循環(huán)與第一次循環(huán)相比，強(qiáng)度和加載剛度均有明顯退化;達(dá)到極限承載力后，承載力下降緩慢，滯回曲線平緩下降，同時，滯回環(huán)開始出現(xiàn)捏縮，有向“Z”型過渡的趨勢.

對于骨架曲線，各模型曲線走勢基本一致，表現(xiàn)出相近的發(fā)展規(guī)律，在低周反復(fù)荷載作用下都經(jīng)歷了彈性、屈服、極限、破壞等幾個階段.同時，三者骨架曲線下降段都比較平緩，說明后期模型承載力下降緩慢、延性較好，有利于抗震.

3.2 加載特征點(diǎn)、延性系數(shù)、剛度的比較

各模型在開裂、屈服、極限3個階段的荷載和位移值、位移延性系數(shù)以及彈性剛度列于表1.

表1 加載特征點(diǎn)、延性、剛度對比

從表中可以看出，3個模型各加載特征點(diǎn)荷載、位移基本接近.NPC模型與現(xiàn)澆模型的位移延性系數(shù)基本相同，甚至有所提高.由于模型制作離散性，彈性剛度項(xiàng)ZP1和ZP2相差較大，但是相對于XJ1，兩者都得到了提高.

模型在各級位移循環(huán)下的平均剛度計算可參見文獻(xiàn)［11］.各模型平均剛度退化曲線見圖5.

由圖5可以看出，ZP1、ZP2剛度退化曲線前期較XJ1要陡，后期與XJ1基本重合，剛度退化減緩.分析認(rèn)為，位移加載階段初期，墻、梁連接鋼筋使截面剛度提高，從而使墻、梁節(jié)點(diǎn)剛度提高，導(dǎo)致NPC模型較現(xiàn)澆模型受力整體性更好，因此，初始剛度較高.到加載后期，由于混凝土開裂嚴(yán)重，且連接鋼筋也已屈服，截面剛度主要由截面受壓側(cè)混凝土提供，因此，此時現(xiàn)澆模型與NPC模型剛度接近.

圖5 剛度退化曲線比較

3.3 耗能能力

結(jié)構(gòu)耗散能量的能力以一周滯回環(huán)所包圍的面積來衡量［13］.各模型在加載特征點(diǎn)的等效粘滯阻尼系數(shù)列于表2.

表2 等效粘滯阻尼系數(shù)比較

從表2可以看出，ZP1、ZP2在各階段的耗能能力與XJ1基本接近，隨著控制荷載的增大，耗能系數(shù)呈上升趨勢.由于節(jié)點(diǎn)區(qū)連接鋼筋的耗能作用，模型屈服后甚至有所提高.

3.4 破壞機(jī)理和耗能機(jī)理

對于破壞機(jī)理，從試驗(yàn)過程可以看出，3個模型均是“混合鉸”機(jī)制，有利于抗震.同時，相比現(xiàn)澆模型，NPC模型塑性鉸則集中在墻、梁連接處.

對于耗能機(jī)理，三者原理相同，都是依靠裂縫的產(chǎn)生和發(fā)展、鋼筋的屈服、混凝土的壓碎等過程消耗能量.在加載初期，由于梁對墻肢的約束作用，結(jié)構(gòu)整體彎矩與局部彎矩共同抵抗外部水平荷載，頂點(diǎn)側(cè)移曲線呈彎剪型，耗能能力較好，滯回曲線呈較豐滿的反“S”型;當(dāng)梁逐層屈服、塑性鉸充分發(fā)展后，水平荷載的繼續(xù)增加主要由兩墻肢單獨(dú)承擔(dān)，頂點(diǎn)側(cè)移曲線呈剪切型，耗能能力下降，滯回曲線發(fā)生水平滑移，出現(xiàn)捏縮效應(yīng)，呈較狹長的“Z”型.

但仔細(xì)觀察可以發(fā)現(xiàn)，NPC模型與現(xiàn)澆模型的耗能鋼筋發(fā)生了變化，現(xiàn)澆模型主要依靠梁上、下層縱筋消耗能量，而NPC模型依靠節(jié)點(diǎn)區(qū)連接鋼筋消耗能量，梁縱筋沒有做出太大貢獻(xiàn)，從圖6梁底縱筋與同一位置處連接鋼筋應(yīng)變變化可以看出，NPC模型中梁底縱筋基本處于彈性狀態(tài)，沒有殘余應(yīng)變，而連接鋼筋隨著位移級別增加，殘余變形逐漸累積，耗散外界輸入能量.選取了三模型同一節(jié)點(diǎn)處破壞對比照片見圖7.

圖6 鋼筋應(yīng)變對比

圖7 節(jié)點(diǎn)破壞照片

4 結(jié)論

1)在彈性工作階段，NPC模型較現(xiàn)澆模型承載能力相近，且具有足夠的抗側(cè)剛度;在彈塑性工作階段，兩者承載能力與耗能能力基本相近，NPC模型位移延性稍高，且均為“混合鉸”破壞機(jī)制.總體看來，現(xiàn)澆模型和NPC模型表現(xiàn)相當(dāng).

2)由于NPC節(jié)點(diǎn)構(gòu)造特點(diǎn)，造成預(yù)制墻與梁之間形成近似鉸接連接，但仍能保持兩側(cè)墻肢的受力整體性，因此，對整體模型的抗震性能影響不是很大.

3)通過探索更合理的節(jié)點(diǎn)細(xì)部構(gòu)造與設(shè)計方法，NPC結(jié)構(gòu)的抗震性能可以進(jìn)一步提高.

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