直螺紋灌漿套筒連接預制剪力墻抗震性能試驗*

劉 香， 崔 濤， 伍 敏， 李 娟

(內蒙古科技大學 建筑與土木工程學院， 內蒙古 包頭 014010)

直螺紋灌漿套筒連接預制剪力墻抗震性能試驗*

劉 香， 崔 濤， 伍 敏， 李 娟

(內蒙古科技大學 建筑與土木工程學院， 內蒙古 包頭 014010)

針對直螺紋灌漿套筒連接的預制剪力墻抗震性能問題，進行了兩個預制足尺試件與一個現澆試件的擬靜力試驗，預制試件的豎向鋼筋用直螺紋灌漿套筒連接.結果表明：直螺紋灌漿套筒能傳遞鋼筋應力，使其連接的鋼筋協調工作；三個試件都屬于壓彎破壞，但破壞形態不同，預制構件在后澆拼縫處形成水平通縫；預制試件變形能力、剛度、耗能能力均與現澆試件相似，水平拼縫上移后，試件的變形能力有所上升；可用現行規范計算預制剪力墻的壓彎承載力.在低周往復荷載下，直螺紋灌漿套筒連接的預制剪力墻試件與現澆墻試件力學性能相似.

預制剪力墻；直螺紋灌漿套筒；擬靜力試驗；承載力；水平拼縫；鋼筋應變；抗震性能；住宅產業化

產業化是我國住宅建設的重要發展方向，它可以將污染較大、耗能較多、機械化程度較低的鋼筋綁扎，模板架設，混凝土澆筑等工作安排在工業化廠房內進行，從而大大降低了傳統建筑施工過程中建筑垃圾和廢水的排放，同時也節省了建筑材料，提高了建筑施工的速度和質量，符合我國城鄉建設現代化的要求.目前，預制混凝土結構已經成為歐美發達國家新建建筑的主要結構形式，且在多次地震中表現出較好的抗震性能.我國的各大高校和科研院所也針對這種新型結構體系進行了一系列的研究，并新建了一些裝配式住宅試點項目，取得了較好的效果[1-8].研究表明，對于預制裝配式混凝土結構，其抗震性能將在很大程度上取決于墻體接縫處的構造[9].本文進行了一組現澆混凝土剪力墻、鋼筋直螺紋灌漿套筒連接的預制混凝土剪力墻足尺模型抗震性能對比試驗，研究結果對于預制混凝土剪力墻結構的工程應用具有較好的參考價值.

1 試驗概述

1.1 試件設計

本文剪力墻試件按照足尺模型設計，共3個，分別為現澆剪力墻試件OSW，預制剪力墻內墻試件PW1和預制剪力墻外墻試件PW2，3個試件均是由加載梁、試驗墻體和地梁組成，其中，試件OSW為整體澆筑，PW1的水平拼縫設置在地梁上方，墻體與地梁分別預制，PW2為下部墻體和地梁整體澆筑，上部墻體和加載梁整體澆筑，拼縫設置在地梁上方600 mm處.拼縫處采用外低內高的啟口接縫，以保證防水的需求.3個試件的幾何尺寸相同，墻高為2 800 mm，墻厚為160 mm，墻長為1 300 mm，同實際工程的一片窗間墻相同.加載梁的尺寸為300 mm×300 mm，地梁尺寸為500 mm×600 mm.

圖1為3個試件的配筋圖(單位：mm).直螺紋灌漿套筒的螺紋端與上部墻體的縱向受力鋼筋連接，在澆筑混凝土時連同鋼筋一起澆筑至墻內.現場安裝時，將下部結構的預留鋼筋插入套筒的灌漿段，從灌漿口向套筒內灌注專用的高強水泥基微膨脹灌漿料，待灌漿料凝固后，上下兩根鋼筋的應力通過灌漿套筒上部結構與下部結構之間預留20 mm的后澆縫，套筒灌漿完成后需要用灌漿料填實.

1.2 材性試驗

現澆試件和預制試件的全部鋼筋均采用HRB400級鋼筋，混凝土標號為C30，灌漿料采用合肥西偉德科技公司生產的專用灌漿料，其具有高強度、流動度大和微膨脹的特點.各試件的混凝土、鋼筋和灌漿料的材性試驗數據均按照《金屬材料室溫拉伸試驗方法》(GB/T228-2002)和《普通混凝土力學性能試驗方法》(GB/T50081-2002)實測得到，具體實測力學性能分別如表1～3所示.

圖1 試件尺寸及配筋圖Fig.1 Size of specimens and configuration of reinforcements

1.3 加載方案和量測內容

加載裝置如圖2所示.加載時先在加載梁頂端施加豎向力，在試件的整個加載過程中豎向力的大小保持恒定不變.豎向千斤頂可隨試件水平位移而在加載架上水平滑動，從而保持豎向力的方向始終豎直向下，然后采用橫向液壓千斤頂施加低周往復水平力，加載時規定千斤頂外推時為正，向內拉時為負.

表1 鋼筋實測力學性能Tab.1 Measured mechanical properties of reinforcement

表2 混凝土實測強度、豎向壓力與軸壓比Tab.2 Measured strength，vertical pressure and axial pressure ratio of concrete

表3 灌漿料實測力學性能Tab.3 Measured mechanical properties of grouting material

圖2 加載裝置示意圖Fig.2 Schematic loading device

圖4為測點布置示意圖.用位移計測量試件水平位移，各個試件的位移計布置如圖4a所示(單位：mm)，沿墻高布置3個位移計，距墻的底面分別是700、1 400和2 800 mm.

用應變片測量豎向鋼筋的應變，OSW邊緣構件的豎向鋼筋和豎向分布鋼筋上距地梁頂面20 mm處布置應變片；PW1在邊緣構件套筒連接的鋼筋上下20 mm處布置應變片；PW2則在套筒上下20 mm處和地梁上方20 mm處布置應變片，PW1和PW2應變片布置如圖4c、d所示.

圖3 加載制度Fig.3 Loading system

2 試驗結果和破壞特征

3個試件的破壞均可以分為開裂階段、屈服階段和破壞階段.最終破壞形態均為鋼筋受拉屈服，混凝土壓壞，但3個試件破壞特征有所差別.圖5為試件破壞形態實物圖.

2.1 現澆試件OSW

水平力達到150 kN時，試件OSW的墻底部出現第一條水平裂縫，隨后裂縫不斷向內側發展，逐漸從水平裂縫發展為斜向剪切裂縫，當水平位移達到16.8 mm時，邊緣構件內側鋼筋屈服，試件進入屈服階段，斜向裂縫進一步向墻內發展.墻頂位移達到33 mm時，承載力達到峰值，裂縫不斷發展，斜向裂縫交叉于墻體中部，角部混凝土開始受壓破壞脫落.墻頂位移達到60 mm時，水平荷載下降到峰值的85%以下，墻體破壞.OSW屬于壓彎破壞，墻底角部混凝土壓碎脫落，邊緣構件和豎向分布鋼筋受拉屈服.裂縫分布較為均勻，主要分布在距地梁頂部1 000 mm以下的墻體，混凝土耗能能力得到了較充分的發揮.最終破壞形態如圖5a所示.

圖4 測點布置Fig.4 Arrangement of testing points

圖5 試件破壞形態Fig.5 Failure morphologies of specimens

2.2 預制構件PW1

水平力達到120 kN時，預制墻體與地梁之間的交界面出現第一條水平裂縫，水平力達到140 kN時，墻體距地梁550 mm高處出現水平裂縫，墻頂位移達到17 mm時，東側邊緣構件內側鋼筋受拉屈服，墻體進入屈服階段，墻體與地梁之間的裂縫進一步發展，寬度達到0.6 mm并左右貫通，成為主裂縫.沿墻高300～700 mm處產生多條水平裂縫和斜向裂縫并緩慢向45°方向發展.當墻頂位移達到30 mm時，負向水平荷載達到峰值并開始快速下降，正向水平荷載緩慢上升，墻體上的斜裂縫開始交叉，墻底部混凝土有小塊脫落.墻頂位移達到36 mm時，東側水平荷載達到峰值，角部已有部分混凝土被壓碎.隨后，正向水平力緩慢下降，負向水平力下降較快.當墻頂位移達到54 mm時，負向水平荷載達到峰值的70%，而正向水平荷載尚可達到峰值荷載的90%.邊緣構件鋼筋以及豎向連接鋼筋受拉屈服，角部混凝土被壓碎，主裂縫的寬度達到4 mm，加載結束.PW1屬于壓彎破壞，最終除個別鋼筋外的豎向受力鋼筋和連接鋼筋均受拉屈服，但與OSW不同，PW1在墻體與地梁之間的后澆區形成水平通縫，并成為主裂縫.墻體上的裂縫分布與現澆構件相似，西側鋼筋套筒連接出現部分滑脫，最終破壞形態如圖5b所示.

2.3 預制構件PW2

水平力達到120 kN時，上部墻體和下部墻體之間后澆拼縫處出現第一條水平裂縫，水平力達到140 kN時，下部墻體距地梁300 mm高處也出現水平裂縫.墻頂位移達到19.5 mm時，邊緣構件內側鋼筋受拉屈服，與OSW和PW1不同，PW2的邊緣構件內側鋼筋在地梁頂面20 mm處和水平拼縫處幾乎同時達到屈服.上下墻接縫處裂縫變寬，達到0.6 mm，并開始貫通，成為主裂縫.上下墻片上均出現了新斜向裂縫并不斷變寬.墻頂位移達到36 mm時，正負向水平力同時達到峰值，拼縫處已有部分混凝土受壓脫落，隨后，水平力緩慢下降，原有裂縫不斷增大，拼縫以下的混凝土受壓脫落.當墻頂位移達到72 mm時，負向水平荷載達到峰值的85%，而正向水平荷載尚可達到峰值荷載的90%，加載結束.邊緣構件鋼筋以及豎向連接鋼筋受拉屈服，東側拼縫處和下部墻體角部混凝土被壓碎.西側從接縫處到角部混凝土全部受壓脫落.主裂縫的寬度達到4～6 mm.PW2屬于壓彎破壞，主裂縫為上下墻體交界處的水平裂縫.水平裂縫主要分布在下部墻體，上部墻體以斜裂縫為主，最終破壞形態如圖5c所示.

3 試驗結果分析

3.1 滯回曲線和骨架曲線

3個試件的骨架曲線如圖6d所示，在達到峰值之前基本相似，但是在達到峰值后，預制外墻構件PW1的負向水平荷載下降較快，可能是因為灌漿料在澆筑過程中有個別套筒沒有灌實，導致鋼筋出現了粘結破壞，試件PW2破壞位移略高于OSW，可能是因為水平拼縫上移使試件薄弱部位避開了受力最不利的位置，改善了試件的受力性能和變形能力.

3.2 承載力

表4列出了3個試件開裂對應的水平力Fcr，屈服對應的水平力Fy，峰值對應的水平力Fp.定義邊緣構件的內側鋼筋屈服所對應的水平力為Fy，預制構件開裂荷載較小，屈服荷載與現澆構件基本相同.除PW1負向峰值水平力較小外，現澆試件與預制試件的峰值荷載相近.表4中還列出了根據現行規范計算所得出的試件極限承載力，可以看出，試驗得到的水平荷載Fp達到了根據《混凝土結構設計規范》[10]得到的承載力Fm的120%以上.因此，可以采用目前的規范來計算豎向鋼筋用直螺紋灌漿套筒連接的預制剪力墻的壓彎承載力.

圖6 滯回曲線與骨架曲線Fig.6 Hysteretic curves and skeleton curves

3.3 變形能力與延性

結構或試件的延性大小通常用延性系數來衡量，即試件的破壞位移Δu與屈服位移Δy之間的比值(μ=Δu/Δy).定義墻體的屈服位移為試件的邊緣構件內側鋼筋達到屈服時所對應的水平位移，開裂位移為試件剛開裂時所對應的位移，破壞位移為構件承載力下降為峰值的85%所對應的位移.表5列出了各個試件在各特征點的變形及其延性系數.其中，Δcr表示試件開裂時的水平位移，Δp表示試件的峰值位移.

表4 各試件不同狀態的水平力Tab.4 Horizontal force of specimens at different states kN

表5 試件的變形能力Tab.5 Deformability of specimens

從表5中可以看出，預制試件的開裂荷載略低于現澆構件，預制試件的后澆拼縫處在水平力較小時即可開裂.預制構件和現澆構件的屈服位移，正向峰值位移大致相同，負向峰值位移預制構件略低于現澆構件.預制構件的正向極限位移和位移角與現澆構件相似，而負向極限位移低于現澆構件.這是由于在灌漿料澆灌過程中有個別套筒沒有澆實導致在加載過程中鋼筋出現粘結破壞，預制構件反向水平荷載較低，在位移較小時已達到峰值.兩個預制試件的極限位移角均大于《混凝土結構設計規范》中剪力墻結構彈塑性層間位移角的限值.

3.4 鋼筋變形

圖8為邊緣構件鋼筋應變分布.可以看出，在達到屈服之前，平截面假定可以成立，在墻體屈服之后，邊緣構件外側鋼筋的應變迅速增大，其中PW1西側的鋼筋出現了滑脫現象.

3.5 剛度

圖9為試件等效剛度與位移關系曲線.隨著位移的增大，3個試件等效剛度均下降.試件的剛度退化曲線在正向基本重合，在負向略有差異.預制外墻構件PW1在負向水平力的作用下剛度下降較快，PW2在達到屈服位移之前剛度較大，在達到屈服位移之后，剛度退化曲線與現澆試件OSW相似.表6列出了各個試件在各特征點處的等效剛度.預制試件的開裂荷載較小，開裂剛度較大，屈服剛度和峰值剛度均與現澆構件相近.PW1極限位移較小，極限剛度較大，PW2極限位移較大，極限剛度較小.

3.6 耗能能力

通常采用滯回環的面積E和等效粘滯阻尼系數hc來反映試件的耗能能力.圖10為耗能和等效粘滯阻尼系數hc與水平位移之間的關系曲線.

從圖10a中可以看出，隨著位移的增大，各試件耗能均有所增大.但預制外墻試件PW2與現澆試件OSW基本重合，預制內墻構件PW1在達到峰值位移之后耗能能力上升較緩慢.從圖10b中可以看出，隨著位移的增大，試件的hc均增大，達到承載力峰值之前，三者幾乎重合，但OSW的等效粘滯阻尼系數略大于預制構件.達到承載力峰值之后，OSW和PW2的hc基本相等，PW1的hc較小，試件耗能能力較差.

圖7 水平力與鋼筋豎向應變關系曲線Fig.7 Relationship curves for horizontal force and vertical strain of reinforcement

圖8 鋼筋應變分布Fig.8 Strain distribution for reinforcement

圖9 剛度退化曲線Fig.9 Stiffness degradation curves

圖10 試件耗能和等效粘滯阻尼系數與位移關系曲線

4 結 論

由直螺紋灌漿套筒連接的預制剪力墻擬靜力試驗可得到如下結論：

1) 預制剪力墻邊緣構件的豎向鋼筋采用直螺紋套筒連接可以有效傳遞鋼筋應力，使上下兩根鋼筋在拼縫處協同工作；

2) 預制墻體和現澆墻體均屬于壓彎破壞，但是預制墻體破壞形態與現澆墻不同，預制墻體在后澆拼縫處容易形成水平通縫，且拼縫處豎向鋼筋受力較大；

3) 預制墻試件的水平承載力試驗值大于規范的計算值，可采用規范計算套筒連接預制剪力墻的壓彎承載力；

4) 預制外墻試件PW2受力較為合理，變形能力和耗能能力較強，極限位移角大于現澆試件，預制混凝土內墻試件PW1的承載力與現澆試件大體相等，但耗能能力較差，達到峰值后水平承載力下降較快；

5) 預制剪力墻制作精細，對墻體施工階段的要求較高，如果施工階段灌漿料澆筑不實，墻體抗震性能將受巨大影響.

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(責任編輯：鐘 媛 英文審校：尹淑英)

Test for seismic behavior of precast shear wall connected with straight thread grouting sleeves

LIU Xiang,CUI Tao,WU Min,LI Juan

(School of Architecture and Civil Engineering,Inner Mongolia University of Science and Technology,Baotou 014010,China)

Aiming at the seismic behavior of precast shear wall connected with straight thread grouting sleeves,the quasi-static tests for two full scaled precast specimens and a cast-in-place specimen were carried out,and the vertical reinforcements of precast specimens were connected with straight thread grouting sleeves.The results indicate that the straight thread grouting sleeves can transfer the reinforcement stress and make the reinforcements connected with the sleeves work coordinately.All three specimens belong to bending failure,but the failure forms are different.The horizontal cracks form in the post-poured connection of precast specimens.In addition,the deformability,stiffness and energy dissipation capacity of precast specimens are similar to those of cast-in-place specimen.When the position of horizontal connection moves up,the deformability of specimens gets improved to some extent.With the current specifications,the bending bearing capacity of precast shear wall can be calculated.Under the low cycle loading,the mechanical properties of precast specimens connected with straight thread grouting sleeves are similar to those of cast-in-place specimen.

precast shear wall;straight thread grouting sleeve;quasi-static test;bearing capacity;horizontal connection;reinforcement strain;seismic behavior;housing industrialization

2016-03-03.

內蒙古自治區自然科學基金資助項目(2013MS730)；包頭市科技局計劃項目(2014X1003-1).

劉 香(1964-)，女，內蒙古包頭人，教授，碩士，主要從事結構動力學和混凝土結構抗震等方面的研究.

07 16∶06在中國知網優先數字出版.

http：∥www.cnki.net/kcms/detail/21.1189.T.20160907.1606.020.html

10.7688/j.issn.1000-1646.2016.02.16

TU 375

A

1000-1646(2017)02-0205-08