基于薄壁鋼管的裝配式混凝土剪力墻抗震性能研究*

李兆杰,孟凡林,戰美秋,徐 帥,殷承諾

(吉林建筑大學土木工程學院,吉林 長春 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構體系,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6個剪跨比為2.86的2層裝配式內置雙鋼套管混凝土組合剪力墻試件進行擬靜力抗震試驗研究,試驗研究表明,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,表現出良好的裝配整體性;張振等[9]研究了軸壓比對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]對剪跨比為1.5的鋼管束混凝土組合剪力墻進行抗震性能研究,得出鋼管束混凝土組合剪力墻具有良好的承載力、抗側剛度、延性、耗能能力,是一種性能優越的新型剪力墻。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性能,承載力高,延性好,耗能能力強等。但現有鋼管混凝土組合剪力墻普通存在用鋼量大的問題,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[11-12],不僅存在灌漿缺陷問題,且套筒連接容錯率低,不易安裝。

基于鋼管混凝土組合剪力墻上述優點及裝配式混凝土剪力墻目前存在的問題,本文提出了一種基于薄壁鋼管的裝配式混凝土剪力墻[13],在制作剪力墻時預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,可有效避免傳統抽芯困難問題,而且混凝土二次澆筑完成后可在墻體內部形成鋼管混凝土芯柱。在墻體豎向連接方面,采用U形連接鋼筋實現上、下層間的搭接連接,連接方便快捷。為驗證基于薄壁鋼管的裝配式混凝土剪力墻設計的可行性,對1個常規現澆剪力墻試件和2個薄壁鋼管剪力墻試件進行擬靜力試驗,研究分析該裝配式混凝土剪力墻抗震性能。

1 試驗設計

1.1 試件設計

本試驗設計并足尺制作了3個墻體試件,分別用SW1,SW2,SW3表示。其中,SW1為常規現澆剪力墻試件,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,構造和配筋如圖2所示。SW2,SW3試件墻板空心孔采用內徑為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,鋼管對稱布置,間距為300mm;SW3試件墻板邊緣構件鋼管布置與SW2試件完全相同,中間鋼管壁厚為2mm,相對邊緣構件鋼管距離分別為600,300mm。

圖1 豎向鋼筋和鋼管布置

圖2 試件構造和配筋

其中,SW2試件設計主要研究基于薄壁鋼管的裝配式混凝土剪力墻抗震性能,驗證其設計可行性;SW3試件設計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,SW1現澆試件一次澆筑成型。SW2,SW3預制試件首先制作剪力墻墻板和混凝土底座,待墻板混凝土強度達到設計要求后,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,澆筑鋼管孔內混凝土和頂梁混凝土,繼續養護至混凝土達到設計強度后,完成剪力墻試件制作。其中,SW2試件預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 材料力學性能

表1 混凝土抗壓強度

試驗按GB/T 228.1—2010《金屬材料拉伸試驗第一部分:室溫試驗方法》[16]的規定測定制作試件時預留鋼筋和鋼管力學性能,鋼筋和鋼管強度試驗結果分別如表2,3所示。

表2 鋼筋強度實測值

表3 鋼管強度實測值

1.4 加載方案和量測內容

采用擬靜力試驗方法研究基于薄壁鋼管的裝配式混凝土剪力墻抗震性能,試驗加載裝置及現場試驗加載如圖4所示。試驗時,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,使用水平作動器施加于墻體頂部,當墻體位移角<1/1 000時,每級荷載頂點位移峰值取3,6,9,13mm,每級荷載循環1次;當墻體位移角>1/1 000時,每級荷載頂點位移為26,39,52,65,78,91mm,每級荷載循環2次,直至試件破壞。

圖4 擬靜力試驗裝置

各試件水平荷載使用荷載傳感器進行測定,不同位置實時位移采用LVDT測定。試驗中記錄墻體裂縫發展情況,并在其對應位置進行標記。

2 試驗現象及破壞形態

SW1,SW2,SW3試件在恒定豎向荷載和往復水平荷載作用下,經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個階段。在荷載作用下,SW1試件首先在墻體表面出現裂縫,試件破壞前,墻身裂縫數量相對較多,分布較密集。SW2,SW3試件混凝土裂縫首先出現在墻體與底座間的水平后澆縫處,繼續加載,剪力墻墻身陸續出現裂縫,破壞時墻身裂縫數量少于SW1試件。SW2,SW3試件墻身裂縫發展到一定階段后,不再出現新的彎曲裂縫,此時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迅速增大,墻體側向變形主要來自后澆縫處裂縫的張開、閉合。各墻體試件破壞形態和裂縫發展如圖5所示。

圖5 試件破壞形態和裂縫發展

2.1 SW1試件

當加載至3.40mm時,墻體表面出現第1條斜向裂縫,對應開裂荷載Fcr=102.77kN,位移角θcr=1/809; 繼續加載,控制位移為8mm時,在墻身中部出現1條沿水平方向裂縫;當反方向加載至12mm時,第1條反方向裂縫出現在墻體靠近底部的位置。之后繼續加載,觀察到在墻體表面有新的裂縫繼續出現。當加載位移為±50mm時,墻體底部受壓區有豎向裂縫產生。位移為±70mm時,墻體兩端底部混凝土出現被壓碎的跡象。

2.2 SW2試件

當加載至±5.37mm時,墻體與底座后澆縫處出現水平裂縫,墻體兩側裂縫長度約50mm,對應開裂荷載Fcr=161.56kN,位移角θcr=1/512;在位移為 0～±9mm 加載循環時,墻體兩側水平裂縫分別向內延伸,并在中部附近產生新的水平裂縫;加載至13mm時,墻體表面出現第1條水平裂縫,同時在墻體底部受壓側產生小的豎向裂縫;加載至±26mm時,原有裂縫繼續發展,墻體兩側出現多條水平彎曲裂縫,墻體底部受壓區出現明顯壓碎跡象;加載至39mm時,在原有裂縫基礎上墻體表面又新增1條裂縫。繼續加載,墻體表面無新增彎曲裂縫,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試件試驗現象和破壞形態與SW2試件相似,墻體底部與底座交接處出現裂縫時所對應的荷載和位移角相差不大,開裂荷載Fcr=146.10kN,位移角θcr=1/495。當加載位移為5.56mm時,墻體底部與底座后澆縫處出現水平裂縫,裂縫長度與SW2試件出現第1條裂縫長度相當;繼續加載,加載位移為13mm時,墻身出現水平裂縫,并在底部受壓區出現小的豎向裂縫;加載位移為±26mm時,墻體兩側出現多條水平彎曲裂縫,底部受壓區出現明顯壓碎現象,底部后澆縫處裂縫貫通。控制位移為±52mm循環加載至構件破壞階段,隨著墻體頂點位移增加,墻體底部后澆縫處的裂縫寬度快速增大,除墻體底部受壓區破壞繼續發展外,墻體表面無新增裂縫。

3 試驗結果和分析

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,滯回環所圍成的面積較小,卸載后無明顯殘余變形;試件開裂后,隨著墻體表面裂縫數量逐步增多及墻體與混凝土底座后澆縫處的裂縫逐步擴展,滯回環所圍成面積逐漸增大并趨于飽滿,試件出現明顯殘余變形;試件進入屈服后,荷載增長幅度遠小于變形增長幅度,試件加卸載曲率的絕對值均逐漸減小,滯回曲線形狀開始向弓形轉化并出現一定捏縮效應,且各試件捏攏現象差別不大。

圖6 滯回曲線

3.2 骨架曲線

SW1,SW2,SW3試件骨架曲線對比如圖7所示。3個墻體試件骨架曲線變化規律基本一致,均呈S形,試件在加載過程中經歷彈性、屈服和破壞3個階段。SW2,SW3試件初始剛度基本相同且高于SW1試件,這主要與SW2,SW3試件內部布置的薄壁鋼管形成混凝土芯柱參與試件受壓有關。試件所承受的水平力達到峰值荷載后,預制試件SW2,SW3骨架曲線和現澆試件SW1骨架曲線均有較長平緩承載力下降段,受力穩定,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、反方向所對應的荷載平均值。由表4可知,3個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制試件SW2,SW3,這主要是因為SW1試件混凝土強度偏低及配筋不同于SW2,SW3試件。對比混凝土強度基本相同的SW2,SW3試件,預制試件SW3所對應的荷載較預制試件SW2荷載偏低,但差距較小,說明按SW3試件配筋設計的方式來減少豎向連接對于薄壁鋼管剪力墻承載力影響較小。2個預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,所對應的屈強比分別為83.61%,84.13%,說明2個試件均具有一定的承載力儲備。

表4 試件荷載

3.4 變形能力

采用位移延性系數μ分析各墻體試件延性和變形能力,表5給出了3個墻體試件在開裂、屈服、達到峰值荷載和極限荷載時所對應的位移、位移角和各墻體試件延性系數。由表5可知,SW1,SW2,SW3試件位移延性系數分別為3.94,3.70,4.64,滿足現行規范對抗震墻的位移延性要求;開裂時的位移角分別為1/809,1/512,1/495,大于規范對抗震墻結構彈性位移角限值1/1 000的要求;極限位移角分別為1/34,1/42,1/35,均大于規范中1/120的彈塑性位移角限值要求。3個試件均具有較好的變形能力。

表5 試件延性系數

3.5 剛度退化

3個試件剛度退化曲線對比如圖8所示。

圖8 試件剛度退化曲線

由圖8可知:①3個試件剛度退化規律相差不大,隨著水平位移增加,試件剛度逐漸降低,發生剛度退化;②在加載初期,預制試件SW2,SW3相比現澆試件SW1的剛度退化較快,這與試驗中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增長較快有關;③當位移角達到1/65后,3個試件剛度退化曲線基本重合,并無明顯差異。

3.6 耗能能力

按JGJ/T 101—2015《建筑抗震試驗規程》[17]規定,采用等效黏滯阻尼系數he進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所對應的等效黏滯阻尼系數如表6所示,由表6可知,試件破壞時,薄壁鋼管剪力墻試件SW2,SW3所對應的等效黏滯阻尼系數分別為0.186,0.204,與現澆剪力墻試件he=0.185基本相當。

表6 試件等效黏滯阻尼系數

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

圖9 等效黏滯阻尼系數變化曲線

4 結語

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

2)試驗數據表明,本試驗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計可行,在剪力墻墻體內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現行規范相關要求,試件在達到屈服后等效阻尼系數增加較快,表現出較強的耗能能力。

4)豎向分布鋼筋部分連接的預制試件SW3和豎向分布鋼筋全部連接的預制試件SW2各項抗震指標相差不大,按本試驗設計減少豎向連接方式對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重,在之后研究中將進一步采取措施提高豎向節點連接性能。