余 瓊， 孫佳秋， 許雪靜， 方永青

(同濟大學 結構工程與防災研究所，上海 200092)

預制裝配混凝土結構中鋼筋連接是關鍵技術，套筒灌漿對接接頭是目前應用最為廣泛的鋼筋連接方式.

套筒灌漿對接接頭[1-3]即在對接的2個鋼筋外部放置套筒，灌入灌漿料，實現2根鋼筋的連接，國家規(guī)范[4]中規(guī)定了其設計及施工中的相關技術要求.豎向鋼筋采用套筒灌漿對接連接的預制剪力墻試驗國外研究進行得較早，1995年加拿大的Soudki等[5]就進行該種鋼筋連接方式的預制墻擬靜力試驗，國內2011年錢稼茹等[6]、2017年劉香等[7]也進行了該種連接方式的預制墻擬靜力試驗，研究結果都表明預制墻的剛度、承載力、耗能能力與現澆墻相當，預制墻極限位移角都大于1 /100，套筒漿錨連接能夠有效傳遞豎向鋼筋的應力，運用于預制裝配式結構中是可行的.

套筒灌漿對接接頭優(yōu)點是連接接頭短，但套筒孔徑小，插入鋼筋外壁與套筒內壁間隙約為5～6 mm，施工精準性要求高，灌漿不易密實；當多根鋼筋同時插入施工時，難度大，施工質量不易保證.

為改善已有鋼筋接頭的施工便利性，筆者于2014年提出具有自主知識產權的套筒約束漿錨搭接[8]接頭.該接頭即在2根搭接鋼筋外部放置套筒或4根搭接鋼筋外部放置套筒，并注入灌漿料，實現鋼筋的連接.該套筒灌漿搭接接頭具有套筒直徑較大、裝配施工便利、造價低等優(yōu)勢.

2016年筆者進行了直徑18 mm一根鋼筋在不同搭接長度下(6.0d、8.0d、10.0d、12.5d，d為鋼筋直徑)16個Ⅰ型套筒(內徑70 mm、壁厚3 mm)搭接接頭拉伸試驗和以搭接長度(8.0d、10.0d、12.5d)、鋼筋直徑(12 mm～25 mm)為變化參數的63個Ⅰ型套筒(內徑70 mm、壁厚3 mm)搭接接頭的拉伸試驗；2017年，筆者進行了20 mm、22 mm、25 mm大直徑鋼筋在不同搭接長度下(6.0d、8.0d、10.0d、12.5d)36個Ⅰ型套筒(內徑79 mm、壁厚3.5 mm)搭接接頭拉伸試驗，結果表明，試件的破壞形態(tài)有鋼筋與灌漿料間滑移(套筒長度較短時)和套筒外鋼筋拉斷(套筒長度較長時)，鋼筋拉斷的試件力-位移曲線、極限承載力與單根相近.

2016年，筆者進行了2根鋼筋的搭接接頭試驗，以不同搭接長度(8.0D、10.0D、12.5D，D為2根鋼筋按面積等效的直徑)、不同鋼筋直徑(12 mm～25 mm)為變化參數的63個Ⅲ型套筒(約束4根鋼筋)漿錨搭接接頭拉伸試驗，試件破壞形態(tài)為鋼筋與灌漿料間滑移(套筒長度較短時)和套筒外鋼筋拉斷(套筒長度較長時)，Ⅲ型套筒鋼筋拉斷試件極限承載力與2根鋼筋材性試驗極限承載力相同.

試驗表明，由于套筒約束，搭接接頭承載能力提高，接頭搭接長度降低.Ⅰ型套筒的長度可取12.5d、鋼筋直徑小于20 mm的Ⅲ型套筒的長度可取20.0d均能保證鋼筋拉斷而接頭不發(fā)生破壞.

在先期試驗[9]的基礎上，進行豎向鋼筋采用Ⅰ、Ⅲ型套筒連接的2片預制剪力墻和1片現澆剪力墻的擬靜力試驗，對比研究預制墻與現澆墻的破壞形態(tài)、開裂荷載、位移角、延性、剛度和耗能等性能，并測量套筒上、下端鋼筋應變、套筒的環(huán)向應變，以衡量接頭的傳力效果和套筒的工作狀況.

1 剪力墻試驗概況

1.1 剪力墻中鋼筋接頭構造示意

a 套筒灌漿對接連接

b Ⅰ型套筒約束漿錨搭接

c Ⅲ型套筒約束漿錨搭接

1.2 剪力墻試驗設計及制作

1.2.1剪力墻設計

3片剪力墻中XW1為現澆墻，YW1、 YW2為預制墻.試件由試驗墻體、墻頂的加載梁以及墻底的地梁組成，試驗墻體為矩形截面，外形尺寸相同，墻高 2 700 mm、厚200 mm、墻長1 300 mm，墻高、墻長分別與實際工程的層高和窗間墻長相同，試件立面如圖2所示.加載梁中心至地梁的表面的垂直距離為2 900 mm，墻剪跨比為2.23.

a 剪力墻試件正立面

b 墻體側立面

Fig.2Specimendimensionsofshearwallpanel(unit:mm)

試件的主要區(qū)別是試驗墻體的制作方式以及剪力墻豎向鋼筋與地梁的連接方式，如表1所示.

XW1試件為墻身、加載梁和地梁同時澆筑形成的整體，全部豎向鋼筋錨固在地梁中，如圖3b所示.YW1為邊緣構件、墻身豎向鋼筋采用Ⅰ型套筒與地梁鋼筋搭接連接的全預制剪力墻，YW2為邊緣構件豎向鋼筋采用Ⅲ型套筒、墻身豎向鋼筋采用Ⅰ型套筒與地梁鋼筋搭接連接的全預制剪力墻.

a XW1試件立面

b YW1試件立面

c YW2試件立面

d XW1試件1—1剖面

e YW1試件2—2剖面

f YW2試件3—3剖面

圖3剪力墻試件配筋

Fig.3Reinforcementofshearwallspecimens

表1試件制作方式及豎向鋼筋連接形式

Tab.1Castingmethodofspecimenandconnectionformofverticalsteelbar

試件編號制作方式套筒形式邊緣構件鋼筋接頭墻身鋼筋接頭XW1現澆YW1預制Ⅰ型(?60,長175 mm)Ⅰ型(?70,長225 mm)YW2預制Ⅲ型(寬60,長130,高280 mm)Ⅰ型(?70,長225 mm)

1.2.2套筒設計

套筒詳圖如圖4(圖中所標直徑為內徑，套筒壁厚為3 mm，采用Q235鋼).在套筒頂部增加1mm鋼蓋板，防止?jié)仓r混凝土進入套筒內部；在蓋板邊緣鉆比鋼筋直徑大2 mm的孔，便于預留鋼筋插入套筒；在距離套筒上、下端的側壁開設出漿孔和灌漿孔，內徑分別為14、27 mm，出漿孔和灌漿孔的上、下邊緣距套筒的上、下端距離均為20 mm(試驗灌漿后發(fā)現出漿孔到套筒邊緣距離20 mm偏大，可縮短為0～5 mm，這樣有利排氣，使套筒灌注密實).

a Ⅰ型套筒(φ60，邊緣構件采用)

b Ⅰ型套筒(φ70，墻身采用)

c Ⅲ型套筒(φ60，邊緣構件采用)

1.2.3墻體組裝及灌漿

對底座、墻體連接處表面進行人工鑿毛，底座上對應墻體的兩端各放置一個厚度20 mm的鋼墊塊，用以預留墻體與底座間縫隙；在吊裝墻體至底座處，對于中底座預留的連接鋼筋與墻身中的套筒，鋼筋插入套筒，完成組裝；剪力墻施工及組裝過程如圖5a～5d所示.

組裝完成后，采用40 mm厚的方木封堵預制墻與底座的四周，并用發(fā)泡劑密封，如圖5e，由于筒壁上出漿口比套筒頂部低，為使?jié){液灌注到頂部，在出漿孔上接PVC彎管，再從剪力墻底部中間區(qū)段套筒的注漿孔進行壓力灌漿，如圖5f，直到所有上部出漿孔都出漿為止.

a 墻體鋼筋綁扎、套筒定位

b 底座結合面鑿毛

c 墻體結合面鑿毛

d 剪力墻組裝

e 墻身與底座縫方木封堵

f 出漿孔PVC彎管及壓力灌漿

1.3 試驗材料

使用HRB400級鋼筋，通過拉伸試驗得到基本力學指標見表2.

表2 鋼筋力學參數

采用H-40灌漿料，28 d抗壓強度不小于60 MPa.灌漿時制作6個40 mm×40 mm×160 mm抗折試塊、3個150 mm×150 mm×150 mm劈裂抗拉試塊，試塊抗折、抗壓強度均值為10.77 MPa、77.98 MPa，劈裂抗拉強度均值為4.33 MPa，比C80混凝土的抗拉強度標準值3.33 MPa大.試件墻身和底座的混凝土立方體抗壓強度分別為30.9 MPa、42.4 MPa.

1.4 加載制度及測量內容

試驗在同濟大學結構靜力實驗室進行，加載裝置如圖6a所示.軸壓比設計值0.26，試驗時施加800 kN的豎向力且試驗過程中保持不變，然后施加往復水平力，先加推力，為正向，后加拉力，為反向，具體加載制度如圖6b所示，前3級荷載采用力控制的方式，水平力分別為50 kN、100 kN、150 kN，各循環(huán)一次.隨后采用位移控制方式，分別為4 mm、8 mm、12 mm、16 mm、20 mm、24 mm，其中作動器位移為4 mm時循環(huán)1次，其他位移等級循環(huán)2次.24 mm之后，每級位移增加8 mm，直至當墻體承載力首次下降至峰值荷載的85%時，將不再加載.

測量套筒的橫向應變，套筒應變片見圖7e、7f，其中應變片編號為奇數表示應變片粘貼的位置距離套筒內部的鋼筋較近，偶數表示較遠.

a 加載裝置

b 加載制度

2 試驗結果與分析

2.1 破壞過程與破壞形態(tài)

水平位移4 mm時，XW1墻體右側根部出現受拉水平裂縫；水平位移16 mm時，右側水平裂縫向斜向下約45°延伸，墻體左下角首次出現受壓豎向裂縫；水平位移32 mm時墻體左下角出現豎向裂縫，在水平位移40 mm時，墻體右下角混凝土開始剝離、脫落；在水平位移64 mm時，剪力墻根部混凝土壓碎，墻體達到極限狀態(tài).

水平位移為8 mm時，YW1墻體左右兩側約500 mm高度處各出現1條水平裂縫；水平位移為12 mm時，原有裂縫向左下方發(fā)展，傾斜約30°；當水平位移為32 mm時，墻體左下角出現受壓豎向裂縫，墻體右下角灌漿層和墻體結合面開裂；72 mm時墻體兩側角部套筒外側及套筒上方混凝土壓碎，墻體達到極限狀態(tài).

水平位移為12 mm時，YW2墻體左右兩側約300 mm高度處出現水平裂縫；水平位移為16 mm時，裂縫向中部發(fā)展裂縫呈45°斜向左下方開展；當水平位移為32 mm時墻體右下角灌漿層和墻體結合面開裂；水平位移為40 mm時，墻體左下角出現多條豎向裂縫；72 mm時墻體兩側角部套筒外側及套筒上方混凝土壓碎，墻體達到極限狀態(tài).

a YW1、YW2套筒上方20 mm處鋼筋應變片測點

b YW1、YW2地梁上方490 mm處鋼筋應變片測點

c YW1地梁上方20 mm處鋼筋應變片測點

d YW2地梁上方20 mm處鋼筋應變片測點

e YW1套筒環(huán)向應變片測點

f YW2套筒環(huán)向應變片測點

圖8為XW1、YW1、YW2極限狀態(tài)時試件破壞示意圖.可見，預制和現澆墻裂縫發(fā)展規(guī)律基本一致，破壞形態(tài)基本相同，為邊緣構件豎向鋼筋受拉屈服、底部混凝土壓碎剝落的壓彎破壞.

不同點在于：①預制墻的水平裂縫較現澆墻的裂縫延遲出現，主要由于墻體邊緣套筒縱向約束了混凝土應變，延遲了混凝土水平開裂；②極限狀態(tài)下墻體根部混凝土破壞情況(見圖9).現澆墻是墻體兩側根部混凝土壓碎，區(qū)段短，而預制墻則是套筒上方混凝土首先破壞，隨后套筒外側混凝土保護層局部脫落，破壞區(qū)段長，破壞時由于套筒區(qū)段水平鋼筋加密，并未出現文獻[6]套筒外混凝土整體脫落現象，僅為套筒外混凝土局部脫落，說明采取的措施對加強套筒與外部的混凝土保護層黏結是有效的.試驗后鑿開套筒區(qū)段發(fā)現套筒處鋼筋相對灌漿料并未發(fā)生滑移.

a XW1極限狀態(tài)示意圖

b YW1極限狀態(tài)示意圖

c YW2極限狀態(tài)示意圖

加載位移為32 mm時XW1與YW1邊緣構件豎向裂縫出現，加載位移為40 mm時YW2邊緣構件豎向裂縫出現，可見YW2由于套筒較長，延遲了受壓區(qū)混凝土豎向裂縫.現澆墻在較小荷載下就出現根部水平裂縫，而預制墻與底座的結合面開裂比現澆墻滯后，這是由于預制墻與底座間的結合層采用了灌漿料，其抗拉強度可達C80，具有良好的黏結性能.

2.2 滯回曲線及耗能能力

試件頂點的水平力-位移滯回曲線如圖10所示.現澆及預制試件的滯回曲線雖然存在捏攏現象，但包絡曲線均較為飽滿，具有較好的耗能能力.

剪力墻的耗能能力通常用水平力-位移滯回環(huán)的面積(即耗能E)及等效黏滯阻尼系數De來度量.

a XW1

b YW1

c YW2

a XW1

b YW1

c YW2

圖11、12為各墻體能耗、黏滯阻尼系數情況.墻體的能耗為2次循環(huán)的平均能耗.

圖11 能耗系數與水平位移關系

從圖中可以看出：56 mm以前預制墻的E、De與現澆墻的基本相當，56 mm以后現澆墻E增長變慢，而預制墻的E幾乎線性增長；現澆墻De在位移為56 mm后基本不再增加，而預制墻De增加持續(xù)至72 mm.加載后期，預制墻的耗能能力好于現澆墻.

圖12 黏滯阻尼系數與水平位移關系

表3給出了構件極限位移時E、De對比，預制墻的E是現澆墻的1.41～1.43倍，De是現澆墻的1.22～1.27倍，預制墻極限位移下的耗能能力略大于現澆墻，這是由于本試驗中為增強套筒外混凝土的抗脫落能力，在墻體套筒范圍內箍筋及水平鋼筋加密，同時由于套筒的約束，預制墻體的耗能也會略有提高.

2.3 承載力

表4列出了墻體的開裂荷載Fcr、屈服荷載Fy和峰值荷載Fp.其中屈服荷載Fy為墻體受拉區(qū)外側豎向鋼筋達到屈服應變時墻體承受的水平荷載；峰值荷載Fp為墻體所能承受的最大水平荷載.

表3試件極限位移時耗能及等效黏滯阻尼系數

Tab.3Energydissipationandequivalentviscousdampingcoefficientunderultimatedisplacementofthespecimen

試件E預制與現澆墻E比值De預制與現澆墻De比值XW118.711.000.131.00YW126.471.410.161.27YW226.751.430.161.22

總之，預制墻的開裂荷載大于現澆墻，且YW2的開裂荷載最高.這是由于套筒的存在約束了套筒外側混凝土的豎向變形，YW2的套筒最長，約束最強，開裂荷載最大.

試驗中預制墻屈服荷載大于現澆墻，預制墻的極限荷載與現澆墻基本一致，這是由于當鋼筋剛屈服時，受壓區(qū)高度較大，套筒對壓區(qū)灌漿料有約束作用，使壓區(qū)抗壓能力提高，屈服荷載提高；達極限荷載時，隨著中和軸上升，受壓區(qū)高度降低，套筒外混凝土壓壞，套筒對壓區(qū)承載力無明顯提高作用，預制墻的極限荷載與現澆墻基本一致.

表4 試件不同狀態(tài)下水平力對比

表4列出了試件不同狀態(tài)下水平力對比，表中給出了參考現行規(guī)范[10-12]計算得到的壓彎承載力對應的水平力Fpm，計算公式為

(1)

(2)

參考文獻[12]進行開裂荷載計算.

(3)

(4)

(5)

(6)

2.4 變形及延性

定義頂點位移角θ=Δ/H，其中Δ為作動器的水平位移.表5列出了試件開裂位移Δcr與開裂角θcr、屈服位移Δy與屈服角θy、峰值位移Δp與峰值角θp、極限位移Δu與極限角θu，位移延性系數μ=Δu/Δy.

從表5可知：預制墻的開裂位移大于現澆墻，這是由于套筒約束了混凝土縱向變形.YW2的套筒最長，約束作用最大，故YW2的開裂位移最大.

預制試件的開裂位移角大于1/400，大于現澆墻的1/508，遠大于《建筑抗震設計規(guī)范:GB 50011—2010》[13]中的剪力墻、框剪結構彈性層間位移角限值分別為1/1 000及1/800，說明小震作用下，當剪力墻結構滿足規(guī)范彈性層間位移角限值時，預制墻體尚未開裂，仍處于彈性階段，滿足“小震不壞”的要求.

試驗中2片預制墻的屈服位移、極限位移均大于現澆墻.產生該現象的原因是本試驗鋼筋接頭是套筒搭接連接，接頭上、下鋼筋不在一條直線上，較現澆墻中一根鋼筋直接拉拔有著更大的變形.同時，加密的水平鋼筋及箍筋對受壓區(qū)混凝土起約束作用，使預制墻承載力下降更為緩慢，位移也增大.

表5 試件不同狀態(tài)下水平位移及位移角

YW1、YW2的平均極限位移角均為1/41，大于現澆墻的極限位移角1/49，遠大于《建筑抗震設計規(guī)范：GB50011—2010》[13]中的剪力墻、框剪結構在大震作用下的彈塑性位移角限值分別為1/120及1/100.說明在大震作用下，當剪力墻結構滿足規(guī)范的彈塑性位移角限值時，墻體尚未達到極限承載力，滿足“大震不倒”的要求.

預制墻的極限變形能力大于現澆墻，但由于預制墻的屈服位移較現澆墻的屈服位移大較多，預制墻的延性系數仍然小于現澆墻的延性系數.

2.5 剛度退化

剪力墻剛度用割線剛度Ki來表示，即往復荷載作用下每次循環(huán)加載峰值荷載之和除以峰值位移之和，按式(7)計算.

(7)

式中:|+Fi|、|-Fi|為第i次循環(huán)正向、反向加載時的峰值荷載絕對值;|+Δi|、|-Δi|為對應的峰值位移絕對值.

表6列出各墻體的開裂、屈服、峰值和極限剛度，表中剛度為2次循環(huán)的平均剛度，從表中可以看出預制墻的開裂和屈服剛度小于現澆墻，峰值和極限剛度與現澆墻基本一致.

表6 試件不同特征點下的割線剛度

圖13為墻體正、反平均剛度退化曲線，可見在位移達30 mm之前，在相同位移下，預制墻的剛度較大，但位移超過30 mm即在屈服荷載后達極限荷載前，現澆及預制墻的剛度基本一致.

當荷載不大時，預制構件的剛度小于現澆構件，當荷載較大時，兩者基本一致.由于預制構件是二次澆筑的，整體性略差，對荷載較小時的剛度、剛度退化影響較大.

圖13 平均剛度退化曲線

3 豎向鋼筋應變

由鋼筋材性試驗可知鋼筋受拉屈服時的應變?yōu)? 470×10-6，故以下分析時最大應變取至3 000×10-6用以分析屈服前鋼筋應變隨水平力變化規(guī)律(鋼筋屈服后應變規(guī)律性差).應變?yōu)檎禃r，鋼筋受拉；應變?yōu)樨摃r，鋼筋受壓.

3.1 YW1、YW2的鋼筋應變

3.2 套筒環(huán)向應變

圖17為邊緣構件內Ⅰ、Ⅲ型套筒中部的近鋼筋及遠鋼筋側應變片環(huán)向應變情況.Ⅰ、Ⅲ型套筒在水平荷載較小的情況下，當反向加載時(水平力為負)，套筒處于墻體受拉側，鋼筋受拉，套筒的環(huán)向應變?yōu)檎担划斦蚣虞d時(水平力為正)，套筒處于墻體受壓側，鋼筋受壓，套筒的環(huán)向應變?yōu)樨撝?當水平荷載接近峰值荷載，正、反向加載時，套筒橫向應變均為正值.

a YW1墻Ⅰ型套筒下方鋼筋應變滯回曲線(SG32)

b YW1墻Ⅰ型套筒上方鋼筋應變滯回曲線(SG6)

c YW2墻Ⅲ型套筒下方鋼筋應變滯回曲線(SG32)

d YW2墻Ⅲ型套筒上方鋼筋應變滯回曲線(SG6)

a YW1套筒上方間接搭接鋼筋(SG4)

b YW1套筒下方間接搭接鋼筋(SG35)

c YW2套筒上方間接搭接鋼筋(SG4)

d YW2套筒下方間接搭接鋼筋(SG35)

a YW1間接搭接鋼筋490 mm處(SG12)

b YW1豎向分布鋼筋490 mm處(SG18)

c YW2間接搭接鋼筋490 mm處(SG12)

d YW2豎向分布鋼筋490 mm處(SG18)

a YW1近鋼筋處套筒滯回曲線(SG19)

b YW1遠離鋼筋處套筒滯回曲線(SG20)

c YW2近鋼筋處套筒滯回曲線(SG21)

d YW2遠離鋼筋處套筒滯回曲線(SG22)

Ⅰ型套筒的滯回曲線呈“K”型，滯回曲線更飽滿，而Ⅲ型套筒呈傾斜的“L”型.2種套筒遠離鋼筋處套筒應變規(guī)律和臨近鋼筋處套筒應變規(guī)律基本一致，但臨近鋼筋位置的應變基本上較遠離鋼筋位置的應變更大一些.

表7為峰值狀態(tài)時墻體受拉側和受壓側套筒環(huán)向應變及其均值.“-”表示套筒應變片已經破壞，未測到數據.當水平荷載接近峰值荷載，無論套筒處于受拉還是受壓側，套筒環(huán)向均受拉，即灌漿料體積膨脹.在極限荷載時，Ⅲ型套筒近鋼筋側的環(huán)向應變接近鋼材的屈服應變，其余位置套筒應變均較小,為500×10-6.這說明套筒工作狀態(tài)良好.

表7 峰值狀態(tài)時墻體受拉側和受壓側套筒環(huán)向應變

4 結論

通過1片現澆剪力墻和2片縱筋采用Ⅰ與Ⅲ型套筒搭接連接的預制剪力墻擬靜力對比試驗，得到主要結論如下，為按本文構造方法澆筑的預制剪力墻提供工程應用參考.

(1) 極限狀態(tài)時預制和現澆墻體根部混凝土均壓壞，但現澆墻是墻體兩側根部混凝土壓碎，而預制墻均是套筒上方混凝土先壓碎，后套筒外側混凝土保護層局部脫落而破壞.

(2) 套筒的存在約束了套筒外側混凝土的豎向變形，預制墻的開裂荷載、位移均大于現澆墻.

(3) 預制墻與底座的結合面開裂均比現澆墻同樣位置開裂滯后，說明預制墻與底座間的灌漿料結合層具有良好的黏結性能.

(4) 預制墻的開裂位移角均大于1/800，極限位移角均大于1/100，說明本文構造方法澆筑的預制墻滿足規(guī)范位移角要求，在彈性階段，預制墻尚未開裂；在彈塑性階段，預制墻尚未達到極限承載力，與現澆墻相同.

(5) 預制墻屈服荷載大于現澆墻，極限荷載與現澆墻一致, 預制墻承載力計算可按現行規(guī)范進行.

(6) 預制墻的剛度、延性系數小于現澆墻.

(7) 由于套筒區(qū)域邊緣構件箍筋及墻身水平鋼筋加密，預制墻耗能能力略優(yōu)于現澆墻.

(8) 2片預制墻中Ⅰ型和Ⅲ型套筒上、下方鋼筋應變變化趨勢基本一致，說明本文套筒能夠很好地傳遞豎向鋼筋的應力.

(9) 在極限荷載作用下，無論套筒處于墻體受拉側還是受壓側，套筒環(huán)向均受拉，但拉應變基本小于鋼材屈服應變.