裝配式短肢剪力墻平面模型抗震性能試驗

朱張峰，郭正興

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

預制裝配式剪力墻結構(new precast concrete shear wall structure，NPC)是適應我國國情的一種新的住宅結構形式，其原理即采用預制鋼筋混凝土墻、U形梁、疊合板，通過預留連接鋼筋、后澆混凝土將墻、梁、板及節點拼裝連成整體［1］.它不僅保留了剪力墻結構建筑功能強、節省材料、抗震有利等優點，而且采用了預制拼裝工藝，符合建筑工業化和住宅產業化的大趨勢并可實現綠色施工，具有廣泛的應用前景.

NPC結構中使用了較多的短肢剪力墻，而當前對預制裝配式短肢剪力墻的研究國內外都很少，國外學者［2-6］進行了預應力裝配的混合剪力墻結構的試驗研究和理論分析，國內研究同樣集中在預應力裝配式短肢剪力墻中［7-8］，而對預制裝配式短肢剪力墻的研究幾乎為空白.

因此，在節點試驗已證明各種節點連接構造的安全性和可靠性的基礎上［9-11］，擬對NPC短肢剪力墻、梁及板的平面組合件進行抗震性能試驗.選取試點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個現澆模型和2個NPC模型，并進行低周反復荷載試驗，通過對比對NPC模型的抗震性能作出評價.

1 試驗概況

1.1 模型制作

制作1個現澆以及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.地基梁留足相應的Φ80錨固孔及鋼絞線穿束孔.

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

圖1 模型制作詳圖

1.2 試驗加載裝置及加載方式

試驗在江蘇省交通科學研究院結構試驗室進行，水平加載設備為1 000 kN液壓伺服控制系統(MTS).試驗時，通過地腳螺桿穿過預留孔將模型錨固于地面上，采用張拉預應力鋼絞線施加軸壓，鋼絞線錨固端采用特制的可微轉動錨具，以保證結構側移時鋼絞線不產生折角，并保持軸壓恒定.為防止加載過程中模型平面外失穩，于模型兩側加鋼管腳手架支撐，保證試驗安全.試驗加載簡圖見圖2.

圖2 試驗加載簡圖

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

待軸壓穩定后，施加水平荷載，模型屈服前以力控制加載，每級循環1次，屈服后以位移控制加載，每級循環2～3次［12］.試驗過程中規定MTS外推時為正，內拉時為負.

2 試驗結果

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豎向裂縫;隨著荷載增加，二、三層梁與墻連接處相繼出現豎向裂縫，到荷載絕對值等于50 kN加載周期，墻肢底部出現水平裂縫，各層梁裂縫向跨中方向擴展;到荷載絕對值等于100 kN加載周期，一層梁受拉縱筋屈服，此時頂點位移為20 mm，之后進入位移加載階段;到4Δ周期時，荷載達到峰值點，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豎向裂縫;隨著荷載增加，二、三層梁與墻連接處相繼出現豎向裂縫，到荷載絕對值等于70 kN加載周期，墻肢底部出現水平裂縫，梁端拼縫出現水平裂縫，到荷載絕對值等于116 kN加載周期，一層梁受拉縱筋屈服，此時頂點位移為18 mm，之后進入位移加載階段;到0.5Δ周期時，墻肢腹板底部出現水平裂縫，各層梁裂縫向跨中擴展不明顯，主要集中在梁端拼縫處;到4Δ周期時，荷載達到峰值點，一層梁根部混凝土出現剝落;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豎向裂縫;隨著荷載增加，二、三層梁與墻連接處相繼出現豎向裂縫，到荷載絕對值等于70 kN加載周期，墻肢底部出現水平裂縫，梁端拼縫出現水平裂縫，到荷載絕對值等于90 kN加載周期，一層梁受拉縱筋屈服，此時頂點位移為18 mm，之后進入位移加載階段;到0.5Δ周期時，墻肢腹板底部出現水平裂縫，各層梁裂縫向跨中擴展不明顯，主要集中在梁端拼縫處;到4Δ周期時，荷載達到峰值點，一層梁根部混凝土出現剝落;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.

各模型的破壞形態見圖3.

圖3 模型破壞形態

3 試驗分析

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，滯回環處于穩定發展階段，卸載后殘余變形很小，滯回環面積較小;屈服后，滯回環呈反“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，后面循環與第一次循環相比，強度和加載剛度均有明顯退化;達到極限承載力后，承載力下降緩慢，滯回曲線平緩下降，同時，滯回環開始出現捏縮，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，表現出相近的發展規律，在低周反復荷載作用下都經歷了彈性、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、延性系數、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、位移延性系數以及彈性剛度列于表1.

表1 加載特征點、延性、剛度對比

從表中可以看出，3個模型各加載特征點荷載、位移基本接近.NPC模型與現澆模型的位移延性系數基本相同，甚至有所提高.由于模型制作離散性，彈性剛度項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下的平均剛度計算可參見文獻［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、梁節點剛度提高，導致NPC模型較現澆模型受力整體性更好，因此，初始剛度較高.到加載后期，由于混凝土開裂嚴重，且連接鋼筋也已屈服，截面剛度主要由截面受壓側混凝土提供，因此，此時現澆模型與NPC模型剛度接近.

圖5 剛度退化曲線比較

3.3 耗能能力

結構耗散能量的能力以一周滯回環所包圍的面積來衡量［13］.各模型在加載特征點的等效粘滯阻尼系數列于表2.

表2 等效粘滯阻尼系數比較

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，耗能系數呈上升趨勢.由于節點區連接鋼筋的耗能作用，模型屈服后甚至有所提高.

3.4 破壞機理和耗能機理

對于破壞機理，從試驗過程可以看出，3個模型均是“混合鉸”機制，有利于抗震.同時，相比現澆模型，NPC模型塑性鉸則集中在墻、梁連接處.

對于耗能機理，三者原理相同，都是依靠裂縫的產生和發展、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，結構整體彎矩與局部彎矩共同抵抗外部水平荷載，頂點側移曲線呈彎剪型，耗能能力較好，滯回曲線呈較豐滿的反“S”型;當梁逐層屈服、塑性鉸充分發展后，水平荷載的繼續增加主要由兩墻肢單獨承擔，頂點側移曲線呈剪切型，耗能能力下降，滯回曲線發生水平滑移，出現捏縮效應，呈較狹長的“Z”型.

但仔細觀察可以發現，NPC模型與現澆模型的耗能鋼筋發生了變化，現澆模型主要依靠梁上、下層縱筋消耗能量，而NPC模型依靠節點區連接鋼筋消耗能量，梁縱筋沒有做出太大貢獻，從圖6梁底縱筋與同一位置處連接鋼筋應變變化可以看出，NPC模型中梁底縱筋基本處于彈性狀態，沒有殘余應變，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點處破壞對比照片見圖7.

圖6 鋼筋應變對比

圖7 節點破壞照片

4 結論

1)在彈性工作階段，NPC模型較現澆模型承載能力相近，且具有足夠的抗側剛度;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”破壞機制.總體看來，現澆模型和NPC模型表現相當.

2)由于NPC節點構造特點，造成預制墻與梁之間形成近似鉸接連接，但仍能保持兩側墻肢的受力整體性，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點細部構造與設計方法，NPC結構的抗震性能可以進一步提高.

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