采用螺栓拼接的預制混凝土剪力墻抗震性能研究

徐 壯，張瑞剛

(長江水利委員會河湖保護與建設運行安全中心，湖北 武漢 430014)

預制裝配式住宅建筑體系具有施工速度快、質量穩定可靠、節能環保等優點，適應住宅產業化的規模化、標準化的要求，是公認的可持續發展技術[1]。隨著研究的不斷深入，預制剪力墻結構的形式也多樣化起來，包括預制墻板結構(大板結構)、預應力預制剪力墻結構、預制疊合剪力墻結構等結構形式[2]。上下層預制剪力墻水平接縫處的豎向連接構造是影響預制剪力墻結構抗震性能的關鍵，工程中常用的連接構造主要包括套筒灌漿連接、漿錨搭接連接、螺栓連接、套筒擠壓連接、環筋扣合錨接和預應力連接等[3]。國內外對不同連接形式的可靠性進行了大量研究。趙斌等[4]對一種“螺栓-鋼連接件-套筒”形式的全裝配預制混凝土剪力墻的水平接縫進行了研究，結果表明采用全裝配式水平接縫方案的預制混凝土剪力墻總體抗震性能良好。錢稼茹、李瀟然等[5-6]對豎向鋼筋采用不同連接方法的預制剪力墻進行了試驗研究，結果表明采用套箍連接的墻體裂縫發展不充分、耗能能力較差，采用套筒灌漿的墻片裂縫和現澆墻片相近，剛度、耗能能力與現澆墻試件相當，套筒灌漿連接能有效傳遞鋼筋應力。劉家彬等[7]進行了U型閉合筋的預制剪力墻片試驗，墻片豎向分布筋采用波紋管灌漿連接，邊緣采用U型閉合筋連接，試驗表明預制墻和現澆墻耗能接近。Soudki等[8-9]對預制混凝土剪力墻水平連接進行了研究，Peikko[10]、Semelawy等[11-12]分別對基于螺栓連接器連接和基于暗梁螺栓連接的預制剪力墻的受力性能開展了相關試驗研究。本文在現有研究成果證明水平接縫套筒連接可靠性的基礎上，針對一種單元式全裝配預制混凝土結構體系，提出了將2片薄墻通過水平螺栓拼接的預制拼接剪力墻設計方案，并對其進行試驗研究，以促進全裝配式預制混凝土剪力墻結構的工程應用。

1 單元式全裝配預制混凝土結構體系

同濟大學提出了一種單元式全裝配預制混凝土結構住宅體系(專利申請號：201210052419.2)，并設計了一套公租房建筑設計方案，該方案將單一住戶作為一個預制單元，各預制單元通過橫向拼接形成一個住宅樓層(圖1)。其中單個預制單元包括其墻體及上部樓板，拼接部位預制墻體厚度取標準厚度的1/2。相鄰半墻以及墻體開洞部位上方梁采用分布螺栓實現橫向拼接，懸挑半梁的橫向拼接及縱向連接同樣采用螺栓連接方式。各住宅樓層通過單元墻體及拼接墻體底部設置連接件，實現樓層間的豎向連接，最終形成一棟住宅建筑。國內外對水平接縫處的豎向連接構造進行了大量研究，而對于2片薄墻通過水平螺栓拼接的預制拼接剪力墻的研究在過去的文獻中未曾見過。本文完成了1個整體預制墻片和2個拼接預制墻片在彎剪加載模式下的低周反復靜力加載試驗，分析螺栓的不同布置形式、螺栓數量對這種拼接預制結構抗震性能的影響。

a)預制單元平面拼接示意

2 試驗概述

2.1 試件設計與制作

設計了1片預制整體墻(ZTQ)，2片預制拼接墻(PJQ1、PJQ2)。所有墻片高度均為2 430 mm，墻肢截面寬度為1 000 mm，整體試件厚度為160 mm，拼接試件由2片厚80 mm的墻片通過雙頭螺栓拼接而成。所有試件的上下端加強配筋，做成暗梁，確保暗梁在墻片變形過程中基本不發生破壞。暗梁內預埋鋼套筒，鋼套筒一端事先打孔，模型澆注前用鋼筋將套筒串起，進一步加強暗梁。再通過8.8級M24高強螺栓分別將試件和鋼連接件以及連接件和加載梁連接起來，鋼套筒和鋼連接件照片見圖2。3個墻片的豎向受力筋、分布筋配置情況相同，均為8@200 mm，拼接墻用4.8級雙頭螺栓等效代替箍筋和拉結筋，其螺栓按力等效原則布置在拼接墻與整體墻箍筋和拉結筋所在處相應的位置上，PJQ1和PJQ2的拼接螺栓具體等效原則見表1，鋼筋抗剪強度取0.58倍的鋼筋屈服強度設計值，螺栓抗剪強度根據GB 50017—2017《鋼結構設計標準》[13]按4.8級C級普通螺栓取值。拼接墻在澆筑前，在螺栓相應位置預埋與螺栓等直徑的光圓鋼筋，待澆筑的混凝土凝固后拔出預埋鋼筋，形成拼接墻的預留孔。3個墻片的尺寸及配筋見圖3，現場施工照片見圖4。

表1 拼接螺栓等效原則

a)鋼套筒 b)鋼連接件

a)ZTQ配筋立面

b)PJQ1配筋立面

a)整體墻鋼套筒定位

表2中列出了鋼筋實測屈服強度和抗拉強度。試件采用同一批混凝土澆筑，預留150 mm立方體試塊在標準條件下養護28 d后，測得抗壓強度均值為32.1 MPa。套筒和鋼連接件采用Q235普通碳素鋼。

表2 鋼筋強度實測值 單位：MPa

2.2 加載裝置和測量方案

加載裝置由水平加載裝置和豎向加載裝置組成。豎向荷載由液壓千斤頂施加，千斤頂頂端采用滾動軸承，水平荷載由水平作動器施加，水平作動器一端固定于反力墻上，一端作用在試件加載梁一端，加載梁與作動器通過梁內預埋螺桿相連，加載梁通過地面預留螺桿與鋼連接件相連，試驗加載裝置見圖5。

圖5 試驗加載裝置

首先在試件頂部施加豎向力860 kN，試驗過程中保持不變(對應軸壓比為0.25)。試驗過程中采用位移控制加載模式，水平力分級加載。從1 mm到10 mm共10級，每級位移循環1次，15 mm起每級位移循環3次，從20 mm開始每級位移增加10 mm，ZTQ-1、PJQ1-1和PJQ2-1水平位移分別加載到70、90、80 mm。施加水平荷載時先推后拉，規定推向為正，拉向為負。

試件的屈服荷載采用實際施加的軸壓力和實測鋼筋屈服強度以及混凝土抗壓強度計算得到，定義邊緣構件的豎向縱筋屈服為試件屈服。各試件的位移計布置相同，見圖6。

圖6 位移計和鋼筋應變片布置(mm)

3 試驗現象與破壞形態

試件ZTQ在加載位移為3 mm時，無肉眼可見裂縫；加載至4 mm時，距墻體底部以上約150 mm高度處(即套筒高度處)右側出現第一條水平裂縫；7～10 mm加載時，原有水平裂縫向左延伸，且裂縫寬度擴大，墻體左側套筒高度處也產生水平裂縫，并擴展延伸至墻體側面；15 mm加載時，套筒高度處的水平裂縫貫通整個墻肢截面，距左側墻底約350、650 mm高度處產生長約200 mm的水平裂縫；20 mm加載時，距墻底500 mm高度的墻體左右兩側產生2條對稱的斜向發展的斜裂縫，墻底兩側角部混凝土已有混凝土碎屑脫落；30 mm加載時，上一級的斜裂縫向外延伸，且在墻體中部左右兩側又產生幾條短的斜裂縫，套筒高度處的水平裂縫寬度明顯擴大，墻體角部混凝土嚴重開裂，并與墻體脫開；40 mm時，墻體角部混凝土進一步受壓，大量混凝土壓碎脫落，鋼筋外露；50 mm加載時，墻體角部的受壓開裂區域擴大，左側角部的套筒外露；70 mm加載時，墻表面套筒高度范圍內的混凝土保護層完全脫落，大量分布筋外露，加載結束。

試件PJQ1加載到4 mm時，墻體左側套筒高度處出現第一條水平裂縫；10 mm加載時，上一級裂縫寬度擴大，右側距墻底250 mm處墻邊出現水平裂縫，左側距墻底約300 mm處出現向墻邊發展的斜裂縫；15 mm加載時，套筒高度處的水平裂縫和墻邊的水平裂縫進一步向墻中部延伸，墻左側距墻底約350 mm的拼接螺栓處出現一條斜向下發展的斜裂縫；20 mm時，墻左側距墻底約650 mm處出現一條下墻中下部開展的斜裂縫，上一級出現的斜裂縫向下擴展至套筒高度處，右側墻邊的水平裂縫斜向左下方延伸；30 mm加載時，墻體上的斜裂縫進一步向墻中部延伸，套筒高度處的水平裂縫基本貫通整個墻肢截面，左右側墻角部的混凝土嚴重受壓開裂，混凝土碎塊脫落；40 mm加載時，墻上不再出現新裂縫，原有裂縫進一步延伸；50 mm加載時，兩側墻角混凝土開裂區域更大，鋼筋外露；60～80 mm加載時，墻體下部區域分布筋受壓外鼓，兩側墻角混凝土完全壓碎，墻底套筒外露；墻角混凝土被完全壓碎，套筒外露；90 mm加載時，墻下部區域混凝土保護層全部破損脫落，分布筋大量外露，加載結束。

試件PJQ2的裂縫出現及發展過程與試件PJQ1基本一致，3片墻體的破壞形態大致類似。邊緣構件底部的豎向鋼筋和墻體底部豎向分布鋼筋受壓屈服，兩側底部混凝土壓潰；裂縫先從邊緣構件套筒高度處以水平形式出現，然后距墻底800 mm高度范圍內出現水平裂縫并向下發展成斜裂縫，但PJQ1、PJQ2的斜裂縫發展程度大于ZTQ，3個試件最終裂縫分布見圖7。

a)ZTQ b)PJQ1 c)PJQ2

4 試驗結果與分析

4.1 水平力-位移曲線與承載力

3個試件的水平荷載-位移關系滯回曲線和骨架曲線見圖8，可見，整體墻和拼接墻的滯回曲線都存在較嚴重的捏縮現象，且整體墻的捏縮更明顯。整體墻和拼接墻的承載力達到極限值后，承載力都會下降，且整體墻的承載力下降更顯著。根據 JGJ/T 101—2015《建筑抗震試驗規程》[14]中方法確定試件的峰值荷載與極限荷載，峰值荷載Fp為加載過程中的最大水平荷載，極限荷載Fu取峰值荷載的85%。采用能量等效法[15]確定試件屈服荷載Fy和屈服位移等參數，見表3。由表3可知，拼接墻的屈服荷載、峰值荷載、極限荷載與整體墻基本相當，甚至略高于整體墻。這是由于整體墻的初始剛度較大，導致開裂荷載較高，而拼接墻初始剛度小，首先在單片薄墻上出現裂縫，所需開裂荷載也較小。而當墻體開裂后，由于拼接墻中2片薄墻上的裂縫產生及開展不是同步進行的，導致拼接墻的屈服、峰值及破壞荷載略大于整體墻。

a)ZTQ

表3 試件不同受力階段特征點及延性系數

4.2 鋼筋應變

圖9分別為3個試件水平力達到峰值荷載時墻底邊緣構件最外側縱筋(SR5)的水平力與鋼筋應變的滯回曲線關系。由鋼筋材性試驗，墻片邊緣暗柱的豎向縱筋的屈服應變為2.3×10-3左右。從圖9可見：當水平力到達峰值荷載時，套筒高度附近的豎向縱筋均已屈服。3個試件兩排鋼筋網上的鋼筋應變片SR1和SR32隨加載歷程的應變變化情況見圖10。從圖10可見：在彎剪加載模式下，拼接墻內的2排鋼筋網上的暗柱縱筋應變數值差異較整體墻大，且這種受力差異在加載后期表現得更加明顯。

a)ZTQ b)PJQ1 c)PJQ2

a)ZTQ

4.3 拼接墻面外受力情況

拼接墻試件PJQ1、PJQ2分別是由2片80 mm厚的薄墻片通過雙頭螺栓拼接而成，為研究拼接墻在低周反復加載下墻片面外受力情況，6個最大荷載為1 t的拉壓力傳感器被安裝在拼接墻PJQ1和PJQ2的關鍵雙頭螺栓處。力傳感器套在螺栓上，然后用螺帽擰緊。給予螺栓一定的預緊力，記錄下墻片未開始加載時各個力傳感器的初始讀數。由于力傳感器讀數變化敏感性，墻片上各個力傳感器的初始值略有差別。力傳感器在拼接墻上的位置見圖11，從未開始加載到各級位移加載結束2個拼接墻上的力傳感器讀數變化情況見圖12。從圖12可見：在整個位移加載過程中，墻片PJQ1和PJQ2上的1—4號傳感器讀數基本不變。5、6號力傳感器在20 mm這一級位移加載時，讀數有略微增大，然后馬上回落到初始值附近，這是由于此級位移加載時，5、6號點處的混凝土產生裂縫，對5、6號力傳感器產生瞬間擠壓。這種現象說明拼接墻在加載過程中不會產生面外壓力，拼接墻上的螺栓只起連接構造作用，當墻體某一區域混凝土開裂時，此處的螺栓會對混凝土開裂產生一定的約束。

a)PJQ1 b)PJQ2

a)PJQ1

4.4 變形和延性

試件各階段的位移與位移延性系數見表3，表中θ為位移角，θ=Δ/H，H為墻片高度；μ為位移延性系數，μ=Δu/Δy，Δy、Δu分別為屈服位移和極限位移。3個試件的極限位移角相近，整體墻為1/66，2個拼接墻分別為1/49、1/52，拼接墻的極限位移角略大于整體墻，滿足GB 50010—2010《建筑抗震設計規范》[16]中關于抗震墻彈塑性位移角限值不小于1 /120的規定。

4.5 剛度退化

將往復水平力作用下每次循環最大位移的割線剛度定義為等效剛度Ki,Ki的計算式為：

(1)

式中Fi——i次循環峰值點水平荷載；Δi——i次循環峰值點水平位移。

表4列出了在彎剪加載模式下各試件的開裂、屈服、峰值和極限割線剛度Kcr、Ky、Kp和Ku，各試件的割線剛度-位移關系曲線見圖13。從表4可見，整體墻的開裂、屈服、峰值和極限剛度均較拼接墻大。隨著加載位移的增大，整體墻和拼接墻的割線剛度均在下降。從圖13可見：加載位移在前40 mm內，整體墻的割線剛度明顯大于拼接墻的割線剛度，加載位移在40 mm后，整體墻和拼接墻的割線剛度基本相同。這說明整體墻的初始剛度大于拼接墻，其整體性優于拼接墻，但整體墻的剛度退化也較拼接墻明顯。

表4 試件割線剛度 單位：kN/mm

圖13 試件剛度退化曲線

4.6 耗能能力

取每級加載第1循環計算試件耗能E與等效黏滯阻尼系數η[14]。圖14為試件的耗能和等效黏滯阻尼系數與水平位移的關系曲線。由圖14可見：隨著加載位移的增大，墻片的耗能能力也在增大。加載位移在前50 mm內時，整體墻的耗能稍大于拼接墻，之后整體強耗能能力明顯下降，而拼接墻的耗能繼續增大，直至加載位移到70 mm之后，其耗能能力才開始下降，這說明拼接墻在加載后期的耗能能力要好于整體墻。3個墻片的耗能都維持在較低的水平，這與墻體裂縫主要集中在套筒附近、裂縫沒有向墻體中部區域充分開展以及兩側墻體角部混凝土被嚴重壓碎有關。在加載初期，整體墻和拼接墻的黏滯阻尼系數均減小，當位移加載到20 mm后，3個墻片的黏滯阻尼系數都變大，且整體墻的黏滯阻尼系數要大于拼接墻，2個拼接墻的阻尼系數基本接近。

a)耗能

5 結論

通過對3個軸壓比為0.25的預制整體墻和預制拼接墻在彎剪模式下的低周反復加載試驗，初步研究了采用螺栓拼接的預制混凝土剪力墻抗震性能，主要得到如下結論。

a)拼接墻和整體墻的最大承載力基本相當，拼接螺栓的存在與否對墻片承載力影響不大。

b)拼接墻的延性稍好于整體墻，其位移延性系數約為整體墻的1.1倍，且整體墻的剛度退化較拼接墻快。

c)加載初期拼接墻的耗能低于整體墻，但加載后期拼接墻的耗能能力優于整體墻，螺栓數量和位置的不同對拼接墻耗能影響較小。

d)拼接墻上拼接螺栓對墻片只起連接構造作用，沿螺栓軸線方向不受力。

e)由于本試驗中裂縫在墻片上開展不是很充分，建議下一步試驗研究改進試驗設計方案，加強上下層套筒暗梁區域與中部墻體過渡區段的連接構造，使裂縫在墻體充分發展，提高其抗震耗能能力。