套筒灌漿搭接連接的L型預制剪力墻抗震試驗

余 瓊,唐子鳴,張星魁,范寶秀,張 志,陳振海

(1.同濟大學 土木工程學院,上海 200092; 2.山西建筑工程集團有限公司,太原 030006; 3.山西二建集團有限公司,太原 030013)

鋼筋連接是預制混凝土結構施工的關鍵環節,套筒灌漿對接連接是目前運用較多的鋼筋連接方式。該連接中兩鋼筋以對接形式放置于套筒,通過注入灌漿料實現鋼筋間連接,見圖1(a)。針對該類接頭國內外學者研究較多[1-3],錢稼茹等[4-5]對該方式連接的預制剪力墻的抗震性能進行了系統分析,擬靜力試驗表明該連接方式能夠有效傳遞豎向鋼筋的應力,預制墻的破壞形態與現澆墻基本相同,兩者剛度和耗能能力相當;擬動力試驗表明該連接方式的預制墻在地震作用下能夠實現“強墻肢弱連梁”及連梁“強剪弱彎”的抗震設計目標。Wu等[6]對半灌漿套筒連接的短肢剪力墻抗震性能研究表明,預制墻的承載能力與現澆墻相近,其延性和耗能性能略低。馬軍衛等[7]進行了一榀1/2比例兩層兩跨灌漿套筒連接框剪結構模型的低周反復加載試驗,試件表現出較好的耗能能力和剛度特性,抗震性能良好。以上研究表明,采用傳統套筒灌漿連接的預制構件較為安全可靠。但對接灌漿套筒內徑小,施工難度大,灌漿不易密實,套筒材性和鑄造工藝要求較高,制作成本較高。

基于此種情況,2015年余瓊[8]提出了一種新型套筒灌漿搭接接頭,簡稱APC(all vertical members precasted in concrete structures)接頭。該接頭在兩根搭接鋼筋外部放置套筒(稱為I型套筒灌漿連接,見圖1(b))或在四根搭接鋼筋外部放置套筒(稱為II型套筒灌漿連接,見圖1(c)),并注入灌漿料,實現鋼筋的連接。

該接頭中兩搭接鋼筋受力方向相反,鋼筋對套筒(灌漿料)作用力方向也相反,作用力相互抵消,具有自鎖現象,接頭承載力得到有效提高。鋼筋搭接對套筒及灌漿料要求較低,因此灌漿料可采用C60、套筒內壁無需處理,在一定程度上降低了應用成本。與傳統套筒灌漿接頭相比,該接頭具有容錯率大、施工方便、成本低、預制率高等優勢。

圖1 套筒灌漿接頭示意

為研究APC接頭工作性能,余瓊等[9-11]進行了I型和II型APC接頭的單拉試驗,研究了試件的破壞形態、極限承載力、力-位移曲線和套筒應變等,建議取I型接頭的搭接長度為12.5d、鋼筋直徑小于25 mm的II型接頭的搭接長度為18d。研究[12-13]表明,該連接方式的一字型剪力墻和框架柱的極限承載力、延性和耗能與其對應的現澆試件相當,接頭可以有效傳遞鋼筋應力。

在實際工程中,L型剪力墻運用較多,墻身易受到偏心側向力作用,套筒及其外側混凝土的工作狀況會受偏心力的不利影響,采用APC接頭連接的L型預制剪力墻的可靠性亟待研究。

本文進行了1片L型現澆墻和2片豎向鋼筋采用I型、II型APC接頭連接的L型預制墻擬靜力試驗,對比研究了該種剪力墻的破壞形態、特征荷載、剛度、延性和耗能等性能,分析了套筒上下端鋼筋應變、套筒中部截面應變和試件平面外位移等。

1 試驗概況

1.1 試件設計及制作

1.1.1 剪力墻設計

試件外觀尺寸及位移計布置見圖2。設計3片L型剪力墻,其中LSW-1為現澆墻,LAPC-1(I型套筒)和LAPC-2(II型套筒)為預制墻。試件均由底座、墻身和加載梁組成,外形尺寸均相同。

圖2 試件尺寸及位移計布置(mm)

圖3 試件截面尺寸及配筋(mm)

1.1.2 套筒設計

圖4 套筒詳圖(mm)

1.1.3 墻體制作與安裝

預制試件墻身與加載梁共同現澆而成,灌漿接縫采用H40高強無收縮灌漿料。預制墻施工流程見圖5。首先定位放置底座;將底座表面鑿毛(為研究預制墻連接的可靠性,墻身底部未進行鑿毛);將墻身定位、吊裝至對應基礎上,用塑料墊塊調直墻身,并搭支架固定;使用木模封堵墻身底部灌漿層(20 mm厚)并進行壓力灌漿,完成墻身與底座連接。

圖5 預制剪力墻施工流程

1.2 試驗材料

HRB400級鋼筋強度實測值見表1。

表1 鋼筋材性數據

試件底座為C50混凝土,墻身及加載梁均為C40混凝土。試驗時測得C40和C50混凝土150 mm×150 mm×150 mm試件的抗壓強度均值分別為48.1 MPa、60.8 MPa。由規范[15]計算得到C40混凝土軸心抗壓強度fc=32.2 MPa,軸心抗拉強度ft=2.89 MPa。

灌漿料采用某公司生產的H40高強無收縮灌漿料。試驗時測得40 mm×40 mm×160 mm試件的抗折、抗壓強度(抗壓試驗在半截棱柱體側面進行)分別為8.7 MPa、51.3 MPa。測得150 mm×150 mm×150 mm試件的劈裂抗拉強度為4.3 MPa。

套筒由Q235B無縫鋼管及鋼板制作而成,其力學指標見表2。

表2 套筒材性數據

1.3 加載制度及量測內容

試驗加載裝置見圖6。采用1 000 kN作動器(2個)和400 t油壓千斤頂施加水平和豎向荷載,試驗設計軸壓比為0.5,施加軸向力2 865 kN,試驗過程中保持不變。試件加載為全位移控制,往復加載時,先施加推力(正向),后施加拉力(負向)。第一級位移為2 mm,在位移<20 mm時每級位移增量為2 mm、循環1圈;位移≥20 mm且<36 mm時每級位移增量為4 mm、循環3圈;位移≥36 mm時每級位移增量為6 mm、循環3圈。當墻體承載力首次下降至峰值荷載的85%時停止加載[16]。

圖6 試驗加載裝置(mm)

各試件分別布置6個位移測點D-1～D-6,見圖2。其中D-1～D-4測量試件加載時水平位移,D-5～D-6測量試件平面外位移。

在LAPC-1邊緣構件套筒中部截面貼放應變片T-1～T-32,在LAPC-2邊緣構件套筒中部截面貼放應變片T-1～T-20,其中奇數測點測量套筒中部截面縱向應變,偶數測點測量橫向應變。

圖7 鋼筋和套筒應變測點布置

2 試驗結果與分析

2.1 破壞過程與破壞形態

2.1.1 LSW-1試件

6 mm加載級時,LSW-1墻體左側(一字型邊緣構件)距墻底約350 mm處出現第一條水平裂縫;8 mm加載級時,墻體右側(L字型邊緣構件)底部出現水平裂縫;10 mm加載級時,墻體左側原有裂縫沿45°斜向開展延伸至基礎頂面;隨位移增加,墻體自下而上出現多條水平裂縫;16 mm加載級時,墻體一字型邊緣構件外側縱筋受拉屈服;18 mm加載級時,墻體右側水平裂縫沿45°斜向基礎頂面開展;24 mm加載級時,墻身右側及左側墻腳處均出現混凝土受壓豎向裂縫,墻體左、右側自同一高度開展的斜裂縫在距墻體左側約800 mm位置處相交;32 mm加載級時,受壓區混凝土開始小塊剝落;48 mm加載級時,在第二圈負向加載過程中,墻體左側混凝土大面積壓碎、脫落,鋼筋壓屈,墻體達到極限狀態。

2.1.2 LAPC-1試件

6 mm加載級時,LAPC-1墻體左側距墻底約480 mm處出現第一道水平裂縫;8 mm加載級時,墻體右側翼緣距墻底200 mm和350 mm處出現兩條水平裂縫;10 mm加載級時,墻體背面一字型邊緣構件水平裂縫呈45°斜向開展至套筒頂部,左、右側灌漿層與墻體的結合面均出現水平裂縫;16 mm加載級時,墻體一字型邊緣構件縱筋屈服;18 mm加載級時,墻體右側墻身水平裂縫沿45°斜向發展;24 mm加載級時,墻體右側出現混凝土受壓豎向裂縫,灌漿層發生小片剝落,墻體左、右側自同一高度開展的斜裂縫在距墻體左側約850 mm位置處相交;32 mm加載級時,受壓區混凝土小塊壓碎、脫落;36 mm加載級時,墻體與灌漿層明顯拉開;42 mm加載級時,墻體中部出現呈65°開展的斜裂縫;48 mm加載級時,墻體左側受壓區混凝土大面積壓潰并伴隨有“咔嚓”聲、鋼筋壓屈,墻體達到極限狀態。

2.1.3 LAPC-2試件

6 mm加載級時,LAPC-2墻體左側距墻底約500 mm處出現第一道水平裂縫,墻體右側翼緣在負向加載時出現多條水平裂縫;8 mm加載級時,墻體左側裂縫沿20°斜向開展;10 mm加載級時,墻體左側斜裂縫呈45°斜向發展至套筒頂部;16 mm加載級時,墻體左側縱筋受拉屈服;18 mm加載級時,墻體右側裂縫沿45°斜向開展;20 mm加載級時,墻體右側拐角處及左側墻腳處出現混凝土受壓區豎向裂縫,灌漿料與墻體結合面出現裂縫;24 mm加載級時,墻體右側混凝土開始小塊剝落,距墻體左側約850 mm位置處出現交叉斜裂縫;36 mm加載級時,墻體左側有混凝土壓碎的“咔嚓”聲、混凝土剝落,套筒外露,墻體中部出現呈75°開展的斜裂縫,墻體與灌漿層明顯拉開;54 mm加載級時,墻體左側套筒頂部混凝土壓碎、脫落,鋼筋外露并被壓屈,墻體達到極限狀態。

圖8為LSW-1、LAPC-1和LAPC-2極限狀態時破壞情況。可見,預制墻裂縫發展規律與現澆墻基本一致,水平裂縫首先出現在墻體兩側邊緣,并逐漸沿斜向朝墻身中部發展,最終均在墻體中部出現傾角較大的扭轉斜裂縫,試件發生彎剪破壞。

圖8 試件極限狀態破壞情況示意

極限荷載時L型剪力墻根部及灌漿接縫破壞情況見圖9。預制墻和現澆墻一字型邊緣構件底部均出現混凝土壓碎、鋼筋壓屈。現澆墻的破壞出現在墻體根部,表現為混凝土壓碎剝落、箍筋加密區上方(距墻底220 mm～320 mm)鋼筋壓屈;預制墻則是套筒上方混凝土被壓碎,而后套筒外側混凝土剝落,最終套筒上方鋼筋壓屈,套筒未發生損壞。原因是APC套筒約束了鋼筋和灌漿料變形,使薄弱截面上移。

圖9 極限荷載時L型剪力墻根部及灌漿接縫破壞情況

極限狀態時,墻體左、右側接縫灌漿料壓碎、剝落,而墻身中部接縫灌漿料未發生明顯破壞。預制墻灌漿層上結合面(未鑿毛處理)與墻體形成水平通縫,墻體未發生明顯剪切滑移。由于套筒內灌漿料與接縫灌漿料同時澆筑形成整體,起到類似咬合齒的作用,故提高了接縫的抗剪承載力。現澆墻底部和接縫下部結合面(均鑿毛處理)未明顯開裂,故鑿毛可有效提高結合面黏結強度。

2.2 滯回曲線與骨架曲線

試件頂點水平力-位移曲線和骨架曲線見圖10。可見,現澆墻與預制墻滯回曲線形狀基本一致,加載后期滯回曲線均存在一定程度的捏攏,主要是由于混凝土斜裂縫的開展和局部壓碎;隨加載位移增大,滯回曲線逐漸飽滿,試件正向滯回曲線面積比負向大,正向耗能更多;LSW-1、LAPC-1均在后期負向加載時出現承載力大幅下降的情況,造成滯回環包圍面積偏大。對比LAPC-1、LAPC-2一字型邊緣構件破壞現象,發現LAPC-1因制作誤差其套筒上方50 mm范圍內實際并未設置箍筋,造成LAPC-1在負向加載中鋼筋壓屈后迅速失效,承載力迅速下降。由于箍筋的約束,LSW-1破壞時箍筋壓屈截面上移,且LAPC-2在破壞時承載力仍有一定安全儲備,故建議邊緣構件套筒上方第一道箍筋距套筒頂面不宜大于50 mm。

圖10 各試件滯回曲線與骨架曲線對比

由圖10(d)可知,開裂前各試件骨架曲線基本呈直線,LSW-1和LAPC-1骨架曲線基本吻合。隨位移增加,LAPC-2正向骨架曲線的荷載和剛度值均大于另外兩試件,負向骨架曲線在屈服位移前與另外兩試件基本吻合,而極限承載力及極限荷載位移比LSW-1和LAPC-1大。

2.3 承載力

試件不同階段的水平力F及其峰值荷載時的強度退化系數λ[16]見表3。其中強度退化系數為試件在同一加載級時相鄰加載循環荷載峰值之比。

由表3可知,預制墻發生開裂時的荷載高于現澆墻,主要是由于套筒和灌漿料約束了混凝土的縱向變形。由于LAPC-2試件L字型邊緣構件混凝土保護層厚度較小及加載偏心影響,其負向開裂荷載低于其他兩試件。

各試件正向屈服荷載均小于負向屈服荷載,且正向加載時均未達到峰值荷載。這是由于L字型邊緣構件混凝土截面較大且鋼筋較多,承載力較高。LSW-1和LAPC-1屈服、峰值荷載基本相同,LAPC-2最高。對于預制構件,套筒和灌漿料的存在提高了墻體底部的壓區承載力,由于LAPC-2中II型APC套筒及灌漿料截面積較大,對壓區混凝土的約束更強,故屈服荷載高于LAPC-1,且II型APC套筒較長,破壞時薄弱截面上移更多,故峰值荷載也更高。由于各試件墻體底部箍筋和水平分布鋼筋均進行了加密,鋼筋加密對現澆墻的承載力有提高作用,而預制墻由于套筒作用,鋼筋加密對承載力影響小,由于LSW-1鋼筋加密和LAPC-1壓區套筒、灌漿料對試件強度提高作用相近,故LSW-1、LAPC-1屈服、峰值荷載基本相同。

表3 試件不同狀態下的水平力及強度退化系數

由試驗結果可知,破壞時試件L字型邊緣構件縱筋受拉屈服,一字型邊緣構件混凝土壓碎、鋼筋壓屈,屬于大偏心受壓破壞,故利用規范[17]大偏心受壓公式計算各試件的壓彎承載力,其中鋼筋和混凝土強度均取實測值。根據Fm=M/H求得試件頂點水平力,其中M為試件偏心受壓承載力對應的彎矩,H為墻底至加載梁中心的高度,即3 000 mm。試件峰值荷載計算值及其與試驗值對比見表3。可見,LSW-1、LAPC-1和LAPC-2試件的峰值荷載試驗值分別為計算值的1.28、1.26和1.39倍,說明現行規范用于計算L型預制墻的大偏心壓彎承載力是可行的。

各試件強度退化系數基本一致。L型剪力墻在峰值循環時,負向強度退化情況較正向退化嚴重,說明試件一字型邊緣構件混凝土損傷比L字型邊緣構件更為嚴重。

2.4 剛度

由于L型剪力墻一字型與L字型邊緣構件為非對稱結構,最終破壞時為一字型邊緣構件一側混凝土壓碎、鋼筋壓屈,故取一字型邊緣構件特征點對應的循環分析,即取正向加載時的開裂、屈服荷載,負向加載時峰值、破壞荷載。L型剪力墻開裂、屈服、峰值和破壞荷載時的割線剛度K[16]見表4。割線剛度為試件正向、負向峰值點荷載絕對值之和與位移絕對值之和的比值。

表4 試件在不同特征點的割線剛度

由表4可知,預制墻在開裂點、屈服點和峰值點的剛度偏大,這主要是套筒增加了試件剛度;預制墻在破壞點時的剛度偏低,主要是由于預制墻的破壞位移較大。剪力墻的剛度退化曲線見圖11。可知,各試件的剛度退化曲線形狀基本一致。在開裂前剛度退化較慢;隨混凝土裂縫不斷開展,試件剛度下降較快;試件達到屈服位移后,裂縫開展趨于穩定,剛度下降趨緩。LSW-1與LAPC-1的剛度退化曲線基本吻合,LAPC-2剛度略大于其他試件。由于II型套筒截面尺寸及長度較I型套筒大,試件剛度更大。

圖11 試件剛度退化曲線對比

2.5 變形能力

定義頂點位移角θ=Δ/H,式中Δ為加載梁水平位移,H為加載梁中心至基礎上表面的高度。以延性系數μ=Δu/Δy衡量試件塑性變形能力,其中Δu為試件承載力下降至85%峰值荷載所對應的水平位移,Δy為試件屈服荷載所對應的水平位移。各試件特征點(特征荷載)對應的加載梁位移Δ、頂點位移角θ,延性系數μ見表5。

由表5可知,預制墻在開裂時的正向、負向位移及位移角一般大于現澆墻(LAPC-2負向加載除外),主要是由于套筒約束了混凝土的縱向變形。各試件在開裂點處的位移角均大于小震作用下剪力墻(框剪)結構的彈性層間位移角限值1/1 000(1/800)[18],說明在滿足剛性樓板假定的前提下,當試件的位移角達到彈性層間位移角限值時,結構仍處于彈性階段,滿足“小震不壞”的設防要求。

表5 試件延性系數

LAPC-1和LSW-1屈服位移和峰值點位移差異不大,均小于LAPC-2。破壞時預制墻的頂點位移角大于現澆墻,說明預制墻的變形能力優于現澆墻。各試件在破壞時的位移角均大于罕遇地震作用下的剪力墻(框剪)結構的彈塑性層間位移角限值1/120(1/100)[18],即在實際應用中,當結構的彈塑性層間位移角達到限值時,結構尚未達到極限承載力,滿足“大震不倒”設防要求。

各試件的延性系數均大于2,且預制墻的延性系數高于現澆墻。總體來說,預制墻的變形能力優于現澆墻,且采用II型套筒連接的剪力墻變形性能更好。其原因是APC套筒對預制試件墻身底部混凝土約束增強,且套筒長度越長,其約束作用越強,極限荷載時承載力下降更為緩慢,極限位移較大。

2.6 耗能能力

以各加載級滯回環包圍面積(即耗能)評價試件耗能能力。試件耗能與水平位移關系見圖12。3個加載循環的加載級中,試件在第2、3圈加載中存在損傷累積,故計算僅取第一個加載循環。

由圖12可知,試件耗能隨水平位移的增大而增加,且增長速度不斷變快,LAPC-1的耗能-水平位移曲線與LSW-1相近。LAPC-2由于套筒截面尺寸及長度大,承載能力較高,故其破壞較其他兩試件更晚,累積耗能最大。

圖12 試件能量耗散能力

3 鋼筋與套筒應變

3.1 LAPC-1和LAPC-2鋼筋應變

LAPC-1墻身一字型邊緣構件及L字型邊緣構件拐角處最外側縱筋位于基礎和套筒上方10 mm處的荷載-應變曲線見圖13。其中鋼筋拉應變為正,壓應變為負。由于鋼筋屈服后應變規律性差,故分析時取鋼筋應變小于3×10-3時的數據。

圖13 LAPC-1基礎和套筒上方10 mm處鋼筋荷載-應變曲線

由圖13可知,I型APC套筒上方與基礎上方鋼筋的荷載-應變曲線形狀基本一致,表明I型APC套筒能夠在L型剪力墻中有效地傳遞鋼筋應力。

LAPC-2墻身一字型邊緣構件最外側縱筋位于基礎和套筒上方10 mm處的荷載-應變曲線見圖14。由于數據采集系統及試件制作原因,未能繪出LAPC-2的L字型邊緣構件拐角處最外側縱筋荷載-應變曲線。由圖14可知,II型APC套筒連接的套筒上方與基礎上方鋼筋的荷載-應變曲線形狀相近,說明II型APC套筒能夠在L型剪力墻中有效傳遞鋼筋應力。

圖14 LAPC-2一字型邊緣構件最外側縱筋荷載-應變曲線

3.2 套筒應變

預制墻邊緣構件套筒中部截面的荷載-應變曲線見圖15。一字型邊緣構件的套筒應變(LAPC-1的T-11和T-12、LAPC-2的T-5和T-6)與L字型邊緣構件中的套筒應變(LAPC-1的T-31和T-32、LAPC-2的T-13和T-14)呈相反變化趨勢, I型套筒的荷載-應變曲線呈“K”型,而II型套筒呈傾斜的“L”型,兩者滯回曲線較為飽滿,耗能能力較好。

加載過程中,套筒中部截面橫向應變以拉應變為主,APC套筒縱向、橫向應變始終小于2×10-3,未達到屈服應變,說明APC套筒有一定的安全儲備。

圖15 LAPC-1和LAPC-2邊緣構件套筒荷載-應變曲線

4 墻體平面外位移

試件加載前后的扭轉情況見圖16。以加載梁相對底座的平面外位移t(由D-5和D-6差值得出)衡量試件的扭轉情況,規定試件順時針轉動產生的面外位移為正。各試件平面外位移t與荷載關系曲線見圖17。可見,L型剪力墻荷載-平面外位移曲線大致呈斜線。

圖16 試件加載前后扭轉情況示意

由圖17(a)知,LSW-1在正向加載時試件平面外發生逆時針轉動,負向加載時發生順時針轉動。荷載較小時,正向、負向加載時最大面外位移相差不大;荷載較大時,負向加載時的面外位移明顯大于正向加載時的面外位移,這主要是因為此時一字型邊緣構件根部混凝土受壓破壞更為嚴重。

由圖17(b)、(c)知,預制試件平面外位移在加載過程中逐漸出現逆時針轉動累積。主要是由于預制試件墻身底部存在灌漿接縫,本試驗上部預制墻底部未鑿毛,結合面易產生損傷積累。試件正向加載時已經出現逆時針扭轉的損傷及積累,負向加載使逆時針扭轉的面外位移變小,但仍為逆時針,故預制墻正向加載時逆時針轉動產生的面外位移不斷疊加。預制試件最大平面外位移絕對值小于現澆墻,主要是因為預制試件底部的套筒、灌漿料區域剛度較大,抑制了墻體的扭轉。可見,預制墻與現澆墻的差異主要體現在接縫處的損傷,因此應加強接縫處的構造處理,如鑿毛、設置抗剪鍵等[19]。

圖17 試件荷載-平面外位移曲線

5 結 論

通過一片現澆和兩片邊緣構件采用I型和II型APC接頭連接的預制L型剪力墻擬靜力試驗,得到主要結論如下,可對按照本文構造措施設計的預制剪力墻提供工程應用參考。

1)L型預制墻裂縫開展情況與現澆墻基本一致。水平裂縫首先出現在一字型邊緣構件,未出現在底部結合面,破壞時墻身出現多條交叉斜裂縫且試件中部偏上位置出現斜率較大的扭轉斜裂縫,試件發生彎剪破壞。

2)極限狀態時現澆墻表現為墻體底部混凝土壓碎剝落、箍筋加密區上方縱筋壓屈;而預制墻由于套筒約束,破壞時套筒上方混凝土先被壓碎,而后套筒外側混凝土剝落,最終套筒上方縱筋壓屈。

3)極限狀態時預制墻灌漿層上結合面與墻體形成水平通縫,墻體未發生明顯剪切滑移,接縫上部剪力墻底部未鑿毛,由于接縫處咬合齒作用,水平接縫連接尚可靠,但累積損傷出現,實際設計中結合面應加強構造處理。

4)預制墻套筒頂面為薄弱截面,為防止破壞時套筒上方箍筋壓屈使試件承載力大幅下降,建議套筒上方第一道箍筋距套筒頂面不大于50 mm。

5)當預制和現澆試件墻底暗柱箍筋和水平分布鋼筋均加密時,采用I型套筒連接預制墻的開裂、屈服、峰值荷載,剛度,延性和耗能能力與現澆墻相當,而采用II型套筒連接預制墻的承載力、剛度、延性和耗能能力均優于現澆墻。

6)預制墻的壓彎承載力不小于現行規范計算值的1.2倍,可按規范中現澆剪力墻的相關公式計算其偏心受壓承載力。

7)預制墻在開裂點處的位移角均大于1/800,破壞時的位移角均大于1/100,變形性能良好,滿足“小震不壞、大震不倒”抗震設防要求。

8)I、II型APC套筒在L型剪力墻中能夠有效地傳遞鋼筋應力,套筒中部截面的縱、橫向應變在加載過程中基本處于彈性階段。

9)現澆和預制墻均發生平面外扭轉,但預制墻的最大面外位移較小。預制墻由于存在灌漿層薄弱面,在加載過程中產生逆時針轉動累積損傷。