整體式拼縫連接的預(yù)制樓板-預(yù)制剪力墻節(jié)點試驗

趙作周，韓文龍，錢稼茹，王悅媛，劉時偉

(1.土木工程安全與耐久教育部重點實驗室(清華大學(xué)), 100084 北京;2.內(nèi)蒙古蒙西工程設(shè)計有限公司, 010000 呼和浩特)

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整體式拼縫連接的預(yù)制樓板-預(yù)制剪力墻節(jié)點試驗

趙作周1，韓文龍1，錢稼茹1，王悅媛1，劉時偉2

(1.土木工程安全與耐久教育部重點實驗室(清華大學(xué)), 100084 北京;2.內(nèi)蒙古蒙西工程設(shè)計有限公司, 010000 呼和浩特)

摘要:為研究整體式拼縫連接的預(yù)制樓板-預(yù)制剪力墻節(jié)點在預(yù)制樓板懸臂端豎向荷載作用下的受力性能，進行了1個邊節(jié)點試件和2個中節(jié)點試件的靜力試驗.結(jié)果表明：3個試件的裂縫分布相同，且均為樓板受彎破壞；3個試件承載能力極限狀態(tài)前的樓板懸臂端豎向荷載-撓度曲線基本相同，預(yù)制樓板固端受彎承載力差別不大，且與規(guī)范公式計算值的比值平均為1.29；套筒擠壓搭接連接可有效傳遞預(yù)制樓板鋼筋拉力；整體式拼縫可保證全裝配樓蓋的整體性，裝配式剪力墻結(jié)構(gòu)采用全裝配樓蓋時，預(yù)制樓板與預(yù)制墻之間可采用本文試件的整體式拼縫進行連接.

關(guān)鍵詞:預(yù)制樓板-預(yù)制剪力墻節(jié)點；整體式拼縫；鋼筋套筒擠壓搭接連接；靜力試驗；受力性能

裝配式樓蓋在裝配式混凝土結(jié)構(gòu)及現(xiàn)澆混凝土結(jié)構(gòu)中均有較多應(yīng)用，裝配式樓蓋可分為疊合樓蓋和全裝配樓蓋.《裝配式混凝土結(jié)構(gòu)技術(shù)規(guī)程》[1]規(guī)定裝配式混凝土結(jié)構(gòu)宜采用疊合樓蓋，并且規(guī)定了疊合樓蓋的設(shè)計方法，給出了雙向疊合板板端與支承梁或剪力墻的連接構(gòu)造[1-2](圖1).

無后澆面層的全裝配樓蓋預(yù)制板的厚度、平面外剛度都比疊合樓蓋預(yù)制板的大，運輸、安裝中不易開裂，現(xiàn)場濕作業(yè)少.文獻[3-4]對采用無后澆面層預(yù)制板樓蓋的鋼框架-鋼板剪力墻結(jié)構(gòu)進行了振動臺試驗和擬動力試驗，板端伸出U形鋼筋錨固于鋼梁上方的后澆混凝土內(nèi)，同時設(shè)置蛇形彎起抗剪鋼筋.試驗結(jié)果表明，8度罕遇地震作用下，預(yù)制板樓蓋可保證鋼框架和鋼板剪力墻協(xié)同工作，認(rèn)為在高烈度地區(qū)可采用無后澆面層的全裝配樓蓋代替現(xiàn)澆樓蓋.

裝配式剪力墻結(jié)構(gòu)采用全裝配樓蓋時，為使全裝配樓蓋能與現(xiàn)澆樓蓋一樣承受豎向重力荷載、傳遞水平力，預(yù)制樓板與預(yù)制剪力墻之間應(yīng)采用整體式拼縫連接，即預(yù)制混凝土構(gòu)件之間預(yù)留一定寬度的現(xiàn)場澆筑混凝土的后澆段，預(yù)制構(gòu)件受力鋼筋在后澆段內(nèi)連接、錨固.受力鋼筋在后澆段內(nèi)連接可采用焊接、搭接、機械連接等多種方式，受力鋼筋在后澆段內(nèi)錨固應(yīng)符合現(xiàn)澆混凝土結(jié)構(gòu)的要求.

(a)邊支座 (b)中間支座

鋼筋套筒擠壓連接是鋼筋機械連接方法之一[5]，成本低，接頭質(zhì)量容易檢查.現(xiàn)澆混凝土結(jié)構(gòu)中，套筒擠壓連接適用于直徑不小于16 mm的鋼筋連接.為將其用于預(yù)制樓板小直徑鋼筋的連接，研發(fā)了適用于直徑8～16 mm的鋼筋套筒擠壓搭接連接技術(shù)，即被連接的2根鋼筋在套筒內(nèi)搭接且鋼筋端頭伸出套筒不少于5 mm，通過擠壓套筒實現(xiàn)鋼筋連接.為研究預(yù)制樓板與預(yù)制剪力墻之間設(shè)置后澆段、受拉鋼筋在后澆段內(nèi)套筒擠壓搭接連接或錨固、受壓鋼筋在后澆段內(nèi)錨固的預(yù)制樓板在豎向荷載作用下的受力性能，本文作者完成了1個預(yù)制樓板-預(yù)制剪力墻邊節(jié)點試件、2個預(yù)制樓板-預(yù)制剪力墻中節(jié)點試件的靜力試驗.

1試驗概況

1.1試件設(shè)計及制作

(a)正視圖 (b)WSJ1 1-1剖面

(c)WSJ2 1-1剖面 (d)WSJ3 1-1剖面

3個試件的主要變化參數(shù)為：連接預(yù)制樓板與預(yù)制剪力墻的水平后澆段位置，預(yù)制樓板受拉鋼筋在水平后澆段內(nèi)的連接方法.3個試件水平后澆段位置分別示于圖2(b)、(c)、(d).試件WSJ1和WSJ2的水平后澆段位于上、下預(yù)制墻之間，與上、下預(yù)制墻的水平后澆段合一，后澆段寬200 mm，與剪力墻的厚度相同，高270 mm.試件WSJ3的水平后澆段位于剪力墻外的一側(cè)樓板端，寬200 mm，高110 mm，與上、下預(yù)制墻的水平后澆段組成L形后澆段.試件WSJ1預(yù)制樓板頂面受拉鋼筋伸入剪力墻180 mm(>0.4lab，lab為受拉鋼筋基本錨固長度)后，向下彎折90°至樓板底，與現(xiàn)澆結(jié)構(gòu)樓板邊支座的受拉鋼筋錨固方法相同.試件WSJ2兩側(cè)預(yù)制樓板頂面受拉鋼筋在水平后澆段內(nèi)套筒擠壓搭接連接.試件WSJ3一側(cè)預(yù)制樓板頂面受拉鋼筋伸過上、下預(yù)制墻的水平后澆段，與另一側(cè)預(yù)制樓板頂面受拉鋼筋在樓板端的水平后澆段內(nèi)套筒擠壓搭接連接.3個試件的預(yù)制樓板底面受壓鋼筋均伸過預(yù)制墻中心線，錨固于上、下預(yù)制墻的水平后澆段內(nèi)，與現(xiàn)澆結(jié)構(gòu)受壓鋼筋在支座內(nèi)的錨固方法相同.為了方便預(yù)制樓板頂面受拉鋼筋套筒擠壓搭接連接施工，試件WSJ2和WSJ3預(yù)制樓板頂面受拉鋼筋與底面受壓鋼筋錯開布置.3個試件上、下預(yù)制墻的豎向鋼筋逐根套筒擠壓搭接連接.

試件WSJ2和WSJ3的制作過程：分別制作下預(yù)制墻和地梁、上預(yù)制墻、預(yù)制樓板，受力鋼筋伸出預(yù)制墻和預(yù)制樓板端面，預(yù)制墻與水平后澆段的結(jié)合面鑿毛為粗糙面，預(yù)制樓板與水平后澆段的結(jié)合面設(shè)置鍵槽；混凝土強度達到設(shè)計強度后，安裝就位下預(yù)制墻和預(yù)制樓板，預(yù)制樓板頂面受拉鋼筋套筒擠壓搭接連接；安裝上預(yù)制墻，上、下預(yù)制墻豎向鋼筋套筒擠壓搭接連接；水平后澆段支模、澆筑混凝土.試件WSJ1制作過程與試件WSJ2、WSJ3類似，僅沒有預(yù)制樓板受拉鋼筋套筒擠壓連接工序.圖3為試件的制作照片.

圖3　試件WSJ1、WSJ3制作照片

1.2材料強度

3個試件的預(yù)制墻、預(yù)制樓板同批次澆筑混凝土，水平后澆段同批次澆筑混凝土.每次澆筑混凝土?xí)r，澆筑一組150 mm×150 mm×150 mm立方體試塊，試驗當(dāng)天實測混凝土立方體抗壓強度平均值(即實測值)fcu,m，結(jié)果列于表1.

表1　試件混凝土立方體抗壓強度平均值fcu,m　MPa

1.3加載及量測方案

試件WSJ2、WSJ3的試驗加載裝置見圖4，S為南側(cè)，N為北側(cè)，試件WSJ3樓板的水平后澆段位于N側(cè).用1個千斤頂通過分配梁在預(yù)制剪力墻頂部施加固定軸壓力400 kN，墻體設(shè)計軸壓比約為0.13.用1個(試件WSJ1)或2個(試件WSJ2、WSJ3)千斤頂在預(yù)制樓板懸臂端施加向下的豎向荷載，加載位置距樓板與剪力墻交界面1 000 mm，模擬實際工程中樓板在豎向荷載作用下的受力狀態(tài).試件WSJ1只有一側(cè)有樓板，在樓板懸臂端施加豎向荷載將導(dǎo)致墻體承受平面外傾覆彎矩，所以，在試件WSJ1預(yù)制墻的頂部設(shè)置水平拉桿，約束預(yù)制墻的面外位移.

圖4　試驗加載裝置及位移測點布置

試驗時先施加預(yù)制墻上的軸壓力，穩(wěn)定后逐級施加樓板懸臂端豎向荷載(以下簡稱“豎向荷載”).樓板固端(與墻連接端)板頂受拉鋼筋屈服前采用荷載控制加載，屈服后采用樓板懸臂端加載點的豎向位移(以下簡稱“豎向位移”或“撓度”)控制加載.試驗采用分級單調(diào)加載，直至豎向荷載達到峰值后下降或千斤頂達到最大行程試驗結(jié)束.荷載控制階段，每級荷載遞增5 kN；位移控制階段，每級位移遞增3 mm；加載前期，在兩級荷載或位移之間，變形穩(wěn)定后施加下一級豎向荷載或豎向位移.3個試件采用相同的加載制度.

試驗量測了施加的豎向荷載、樓板懸臂端加載點的豎向位移、樓板鋼筋應(yīng)變.采用力傳感器量測施加的豎向荷載，力傳感器安裝在千斤頂與試件之間.采用位移計量測試件位移，位移測點布置見圖4，D1和D2在S端，D3和D4在N端，分別位于預(yù)制板的兩側(cè)，量測樓板懸臂端豎向位移，同時監(jiān)測樓板懸臂端的豎向位移是否一致，用以判斷樓板是否發(fā)生扭轉(zhuǎn).結(jié)果表明，試驗過程中樓板未發(fā)生明顯扭轉(zhuǎn).采用電阻應(yīng)變片量測樓板固端受拉鋼筋的應(yīng)變，應(yīng)變片距樓板固端約20 mm，3個試件的應(yīng)變測點布置見圖5.

圖5　樓板鋼筋應(yīng)變測點布置(俯視圖)

2試驗現(xiàn)象及破壞形態(tài)

試件的裂縫均出現(xiàn)在樓板上，板-墻連接區(qū)域及剪力墻未見裂縫.豎向荷載約為5～6 kN時，3個試件的預(yù)制樓板與水平后澆段結(jié)合面開裂，試件WSJ3的N側(cè)樓板距固端80 mm處同時開裂.隨著豎向荷載增大，樓板開裂區(qū)域由固端向懸臂端擴展，并從樓板頂面向底面發(fā)展，裂縫寬度也隨之增加.試件WSJ1豎向位移Δ=45 mm(θ= 1/22，θ=Δ/L為樓板轉(zhuǎn)角，樓板懸臂長L= 1 000 mm，下同)時，裂縫最大寬度為1.5 mm，裂縫基本出齊，裂縫間距約為120 mm；豎向位移Δ=70 mm(θ= 1/14)時，預(yù)制樓板與水平后澆段結(jié)合面裂縫寬度約為5 mm.試件WSJ2兩側(cè)樓板豎向位移Δ= 58 mm(θ=1/17)時，樓板裂縫基本出齊，裂縫間距約為100 mm，預(yù)制樓板與水平后澆段結(jié)合面裂縫寬度約為1.5 mm.試件WSJ3兩側(cè)樓板在相同豎向荷載作用下的撓度不完全相同，當(dāng)S、N側(cè)豎向位移Δ分別為45 mm(θ=1/22)、37 mm(θ=1/27)時，樓板裂縫基本出齊，裂縫間距約為150 mm，裂縫最大寬度約為1.5 mm.試驗結(jié)束時，試件WSJ3的N側(cè)樓板水平后澆段根部底面混凝土壓壞，其余試件樓板混凝土未見壓壞.

3個試件均在豎向荷載達到峰值且下降后，試驗結(jié)束.試件的破壞形態(tài)基本相同，為樓板受彎破壞，見圖6.圖7所示為試驗結(jié)束時樓板側(cè)面裂縫分布圖.可以看出，試件WSJ1的預(yù)制樓板、試件WSJ3的S側(cè)預(yù)制樓板與水平后澆段結(jié)合面的裂縫豎直向下發(fā)展，沒有發(fā)生沿板端鍵槽發(fā)展的現(xiàn)象；試件WSJ2的S、N兩側(cè)預(yù)制樓板、試件WSJ3的N側(cè)預(yù)制樓板與水平后澆段結(jié)合面裂縫均沿板端鍵槽開展.

圖8(a)為試件WSJ1試驗結(jié)束后預(yù)制樓板與水平后澆段結(jié)合面受拉鋼筋周邊混凝土破壞的照片，可以看出，在混凝土基材上形成了以受拉鋼筋為中心的倒錐形破壞面，破壞發(fā)生在鋼筋受拉屈服后，說明受拉鋼筋未發(fā)生錨固失效.圖8(b)為試件WSJ3試驗結(jié)束后套筒擠壓搭接接頭照片，套筒沒有開裂，被連接的鋼筋沒有發(fā)生滑移.

圖6　試驗結(jié)束后試件照片

圖7　試驗結(jié)束后樓板側(cè)面裂縫分布

圖8　試件局部破壞及鋼筋接頭照片

3試驗結(jié)果分析

3.1豎向荷載-撓度曲線、承載力及變形能力

3個試件的豎向荷載-撓度(P-Δ)曲線見圖9，P為施加在樓板懸臂端的豎向荷載，Δ為位移計D1與D2、D3與D4分別量測的S端、N端樓板懸臂端加載點的豎向位移平均值.可以看出，試件的P-Δ曲線可分為兩個階段，樓板受拉鋼筋屈服前，豎向荷載隨撓度增加迅速增加；受拉鋼筋屈服后，撓度隨豎向荷載增加而迅速增加.由于中節(jié)點試件S、N側(cè)的豎向千斤頂采用油路串聯(lián)方式加載，當(dāng)一側(cè)樓板達到其受彎承載力后豎向荷載下降時，另一側(cè)的豎向荷載也會隨動下降，導(dǎo)致中節(jié)點試件南北加載點的豎向位移會相差較大.試件WSJ3的S、N側(cè)峰值豎向荷載略有差異，但N側(cè)樓板水平后澆段受壓區(qū)混凝土壓壞嚴(yán)重，后期板端撓度發(fā)展較快.

圖9　豎向荷載-撓度曲線

表2列出了試件不同狀態(tài)時的豎向荷載P、對應(yīng)的撓度Δ及樓板轉(zhuǎn)角θ.表2中，開裂荷載Pcr為出現(xiàn)第一條可見裂縫時的豎向荷載；屈服荷載Py為樓板固端頂面鋼筋受拉屈服時的豎向荷載；峰值荷載Pp為加載過程中的最大豎向荷載；Pu為承載能力極限狀態(tài)對應(yīng)的豎向荷載.根據(jù)GB/T 50512—2012《混凝土結(jié)構(gòu)試驗方法標(biāo)準(zhǔn)》[7]，對于混凝土懸臂受彎構(gòu)件，承載能力極限狀態(tài)是指彎曲撓度達到懸臂長度的1/25時的狀態(tài).表2還列出了樓板固端開裂時的豎向荷載計算值Pcr,c、樓板固端受拉鋼筋屈服時的豎向荷載計算值Py,c和樓板固端受彎承載力對應(yīng)的豎向荷載計算值Pp,c.Pcr,c按文獻[8]方法計算得到，Py,c、Pp,c分別為按《混規(guī)》現(xiàn)澆混凝土構(gòu)件正截面受彎承載力公式計算得到的承載力對應(yīng)的板端豎向荷載，計算Py,c時縱筋抗拉強度采用實測屈服強度，計算Pp,c時縱筋抗拉強度采用實測抗拉強度，混凝土抗壓強度采用實測立方體抗壓強度平均值換算得到的軸心抗壓強度(0.76fcu,m)，并考慮構(gòu)件自重影響.

由圖9和表2可知：

1)達承載能力極限狀態(tài)(撓度為40 mm)前，試件WSJ1、WSJ2的S側(cè)、WSJ3的S側(cè)、WSJ3的N側(cè)的P-Δ曲線基本一致，試件WSJ2的N側(cè)P-Δ曲線在板端撓度大于20 mm后略低.

2)3個試件的Py、Pu和Pp分別接近，與其平均值的最大相對偏差分別為15.4%、6.2%和7.3%；3個試件的Δy和Δp分別接近，與其平均值的最大相對偏差分別為12.0%和6.8%.

3)3個試件的Pp與《混規(guī)》現(xiàn)澆構(gòu)件受彎承載力公式計算值對應(yīng)的豎向荷載Pp,c的比值均大于1.19，平均為1.29，說明可按《混規(guī)》公式計算采用整體式拼縫與預(yù)制墻連接的預(yù)制樓板的固端受彎承載力.

4)3個試件的Pp與Pu的比值平均為1.15，預(yù)制樓板固端受彎承載力有一定的安全儲備.

5)3個試件的峰值轉(zhuǎn)角θp約為1/10，預(yù)制樓板的變形能力強.

表2　試件不同狀態(tài)的豎向荷載、撓度及轉(zhuǎn)角

3.2鋼筋應(yīng)變

試件豎向荷載-樓板鋼筋應(yīng)變(P-ε)曲線見圖10.樓板受拉鋼筋均屈服；鋼筋應(yīng)變未出現(xiàn)突然減小的現(xiàn)象，說明受拉鋼筋未出現(xiàn)滑移，鋼筋錨固與連接可靠.試件WSJ2、WSJ3套筒連接的兩根鋼筋應(yīng)變隨豎向荷載增大而增大的規(guī)律基本一致，套筒擠壓搭接接頭可有效傳遞鋼筋拉力.

3.3剛度

樓板不同狀態(tài)的割線剛度K可由豎向荷載與對應(yīng)撓度的比值確定，試驗結(jié)果示于表3，表中括號內(nèi)為相應(yīng)狀態(tài)的剛度與開裂剛度的比值.3個試件的峰值點、極限點割線剛度基本一致，試件WSJ3的N側(cè)樓板屈服點剛度略大于其余試件.各試件樓板的割線剛度-撓度(K-Δ)曲線見圖11，隨撓度增大，各樓板割線剛度退化規(guī)律基本相同.

圖10　豎向荷載-樓板鋼筋應(yīng)變曲線

kN·mm-1

圖11　剛度-板端撓度曲線

4結(jié)論

通過3個預(yù)制樓板與預(yù)制剪力墻之間采用整體式拼縫連接的預(yù)制樓板-預(yù)制剪力墻節(jié)點試件在樓板懸臂端豎向荷載作用下的靜力試驗，得出如下結(jié)論：

1)3個試件都是樓板根部出現(xiàn)受彎裂縫、樓板受彎破壞，與設(shè)計預(yù)期的破壞形態(tài)一致.

2)套筒擠壓搭接連接的預(yù)制樓板受拉鋼筋未出現(xiàn)滑移，鋼筋在后澆段內(nèi)的連接、錨固可靠；套筒連接的兩根鋼筋應(yīng)變隨豎向荷載增大而增大的規(guī)律基本一致，套筒擠壓搭接接頭能有效傳遞鋼筋拉力.

3)3個試件承載力極限狀態(tài)前的豎向荷載-撓度曲線基本相同，預(yù)制樓板的剛度退化、變形能力、固端受彎承載力差別不大.

4)預(yù)制樓板固端受彎承載力試驗值與規(guī)范計算值的比值平均為1.29，實測峰值豎向荷載與承載能力極限狀態(tài)對應(yīng)的豎向荷載的比值平均為1.15，預(yù)制樓板固端受彎承載力有一定的安全儲備.

5)整體式拼縫可保證全裝配樓蓋的整體性.裝配式剪力墻結(jié)構(gòu)采用全裝配樓蓋時，可采用本文試件連接預(yù)制樓板與剪力墻的整體式拼縫，包括后澆段的位置及截面尺寸、預(yù)制樓板受力鋼筋在后澆段的連接與錨固.

參考文獻

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(編輯趙麗瑩)

Mechanical behavior of precast concrete slab-precast shear wall monolithic joint

ZHAO Zuozhou1, HAN Wenlong1, QIAN Jiaru1, WANG Yueyuan1, LIU Shiwei2

(1.Key Laboratory of Civil Engineering Safety and Durability(Tsinghua University), Ministry of Education,100084 Beijing, China; 2.Inner Mongolia Mengxi Engineering Design Co., Ltd., 010000 Hohhot, China)

Abstract:To study the mechanical behavior of precast concrete slab-precast shear wall monolithic joints under the vertical load applied at the cantilever end of the precast slab, static tests of one exterior joint and two interior joints were carried out. The test results indicate that all three specimens failed in a flexural mode with similar crack patterns. The vertical load-deflection curves of the three specimens are about the same before each specimen reached its ultimate limit state. For the three specimens, the fixed end flexural capacities of their precast slabs have no significant difference, and the average ratio of the measured flexural capacity to the calculated capacity following the formula in the current force design code is 1.29. The lapping pressed sleeve splice can transfer the tensile force of the precast concrete slab rebars effectively. The integrity of the total-precast floor can be ensured by adopting the monolithic seam. The monolithic seam in this paper can be used in the precast shear wall structure with total-precast floor.

Keywords:precast concrete slab-precast shear wall joint; monolithic seam; rebars lapping in pressed sleeve; static test; mechanical behavior

中圖分類號:TU375; TU317

文獻標(biāo)志碼:A

文章編號:0367-6234(2016)06-0081-06

通信作者:錢稼茹，qianjr@tsinghua.edu.cn.

作者簡介:趙作周(1967—)，男，副教授，博士生導(dǎo)師;錢稼茹(1946—)，男，教授，博士生導(dǎo)師.

收稿日期:2015-09-02.

doi：10.11918/j.issn.0367-6234.2016.06.013