李新星，周 泉，李水生

(1.中國建筑第五工程局有限公司，長沙 410001；2.湖南中建五局綠色市政工程研究中心有限公司，長沙 410001)

裝配式建筑構件采用工廠化預制生產，現(xiàn)場吊裝拼接，是一種綠色環(huán)保的建造方式，符合建筑工業(yè)化的發(fā)展趨勢。剪力墻結構體系在水平荷?載作用下側向變形小，整體性好，在高層結構中應用較多。而裝配式剪力墻節(jié)點的連接方式是保證結構傳力和良好的抗震性能的關鍵[1]。連接形式可分為濕式連接和干式連接，濕式連接包括套筒灌漿連接，預留孔漿錨連接和后澆帶連接；干式連接包括螺栓連接和后張拉預應力連接等[2-3]。國內外學者針對剪力墻連接節(jié)點的平面內抗震性能做了大量研究，錢稼茹等[4-5]對豎向鋼筋不同連接形式的剪力墻進行了擬靜力試驗，結果表明：采用套灌漿連接的試件與現(xiàn)澆試件的破壞形式和耗能能力相當；焦安亮等[6]研究了不同參數下的環(huán)筋扣合錨接連接預制剪力墻的抗震性能，試驗表明：預制剪力墻試件與現(xiàn)澆試件的破壞模式均為壓彎破壞。箍筋加密預制剪力墻試件的極限位移角在1/82～1/50之間；余志武等[7]針對U型套箍連接的剪力墻開展了試驗研究，結果表明該連接形式的剪力墻具有與現(xiàn)澆結構相當的承載力及抗震性能。對于裝配式剪力墻水平接縫的連接形式，通過相應構造措施可滿足抗震性能要求[8-9]。鄭七振等的研究表明：UHPC連接的裝配式框架結構[10]和剪力墻結構[11]抗震性能基本等同甚至優(yōu)于現(xiàn)澆結構。此外，針對裝配式剪力墻結構平面外的受力性能，研究成果亦有相關報道[12-13]，但并不多見。

上述研究中，雖然剪力墻連接節(jié)點的力學性能基本達到現(xiàn)澆結構，但是連接形式較為復雜，精度要求高，施工難度較大。而對于UHPC連接的裝配式結構，節(jié)點鋼筋需要彎折避讓，且對于平面外的受力性能尚缺乏研究。在總結已有研究成果的基礎上，本文提出一種基于UHPC-鋼筋錯位連接形式，通過對5片剪力墻進行平面外低周反復加載試驗，驗證該連接形式的可靠性。

1 試驗概況

1.1 試驗設計

UHPC-鋼筋錯位連接形式為：上部和下部預制剪力墻的縱向鋼筋伸出長度為la，上下預制墻體外邊線對齊，伸出鋼筋交錯布置，使其不接觸搭接，搭接長度為lae，鋼筋錯位連接區(qū)域采用UHPC澆筑；在樓面層，預制板的鋼筋外伸長度為lp，預制板鋼筋伸入預制墻體的錨固長度為lpe，在墻板節(jié)點連接區(qū)域采用UHPC澆筑連接(圖1)。

試驗共制作5個試件，包括4片預制裝配式剪力墻，1片現(xiàn)澆剪力墻，其中現(xiàn)澆試件編號為SW1，下部剪力墻與樓板整體現(xiàn)澆，剪力墻鋼筋伸出鋼筋，上部剪力墻與下部剪力墻鋼筋采用綁扎搭接長度為60d，墻體試件高度為2 600 mm，寬度為1 300 mm，墻厚為200 mm，板厚為130 mm，板扎搭接長度為480 mm，基礎梁截面尺寸為500 mm×400 mm，兩邊各挑出墻體300 mm，現(xiàn)澆試件混凝土強度等級為C30，鋼筋為HRB400鋼；預制裝配式試件預制部分混凝土強度等級為C30，連接段UHPC強度等級為U120 MPa，鋼筋型號為HRB400，試件尺寸同現(xiàn)澆試件。各試件工況如表1所示。

(a) 正立面

表1 試件參數Tab.1 Test piece parameters

預制剪力墻編號為PW1的試件，基礎梁縱向鋼筋伸出，與下部預制墻體伸出的鋼筋采用UHPC錯位連接，搭接長度為10d(d為鋼筋直徑)，上部預制墻體伸出的鋼筋與下部預制墻體鋼筋錯位，錯位搭接的長度為10d，預制板的鋼筋伸入剪力墻節(jié)節(jié)點，伸入鋼筋長度為150 mm，墻板節(jié)點采用UHPC澆筑，UHPC后澆段高度為160 mm，剪力墻縱向鋼筋和板的鋼筋直徑為8 mm；編號為PW2的試件，連接形式同試件PW1，鋼筋搭接長度為10d，后澆段高度為400 mm；編號為PW3試件，連接形式同試件PW1，鋼筋錯位搭接長度10d，后澆段高度為160 mm，剪力墻縱向鋼筋直徑為10 mm；編號為PW4試件，節(jié)點連接形式為鋼筋非連續(xù)對接連接，錨固長度為7d，后澆段高度為160 mm，剪力墻縱向鋼筋直徑為8 mm。試件的尺寸及配筋圖如圖2所示。

1.2 試件制作及材性試驗

裝配式預制墻體制作及錯位連接的澆筑制作工序如下：組裝地梁模具，綁扎鋼筋籠，預留特定長度的外伸鋼筋，粘貼應變片并編號最后澆筑地梁(圖3(a))；預制墻體部分為兩部分，包括上部預制墻體與加載梁一體成型和下部預制墻體，組裝預制墻體模具，綁扎鋼筋籠，預制墻體的縱向鋼筋預留特定的長度，粘貼應變片并編號，預制墻體采用平放式澆筑，邊澆筑邊采用振動棒振搗防止蜂窩麻面(圖3(b))；預制墻體養(yǎng)護至可吊裝的強度后進行吊裝拼接，先吊裝下部預制墻體，采用鉛錘懸吊法和水平靠尺，保證墻體面內外的垂直和水平，采用鋼管腳手架固定下部墻體(圖3(c))，保證連接鋼筋的搭接長度和后澆帶高度，UHPC連接段支模并固定。采用同樣的方法吊裝上部剪力墻并固定，最后吊裝預制板，在墻板節(jié)點區(qū)域支模；將試件平躺放置，連接節(jié)點處三邊支模固定好，攪拌并將UHPC澆筑于鋼筋錯位連接段(圖3(d))，邊澆筑邊采用振動棒進行振搗，保證澆筑密實，減少表面的氣泡孔。待UHPC強度達到拆模強度后進行拆模，養(yǎng)護。

(a) SW1

(a) 地梁澆筑

預制墻體澆筑時，預留2組150 mm×150 mm×150 mm的立方體抗壓試塊，UHPC連接段澆筑時預留同樣組數100 mm×100 mm×100 mm的立方體抗壓試塊，試塊與試件同條件養(yǎng)護至28 d。剪力墻所用的鋼筋按照不同的規(guī)格型號預留3組試樣用于測量鋼筋的屈服強度和極限抗拉強度。其中UHPC配合比見表2。

混凝土抗壓強度測試和鋼筋抗拉強度測試按照相應的規(guī)范操作，混凝土與鋼筋的實測強度見表3和表4。

1.3 加載方案及測量內容

加載梁預留螺栓孔，通過對拉螺栓和錨固鋼板夾住加載梁，錨固鋼板連接工字鋼錨固于反力架上。地梁通過地錨螺栓錨固于地腳螺栓孔內，試驗保證試件上下端處于固結。預制板通過螺栓和錨固鋼板連接在MTS作動器上，MTS另一端固定于反力架上，試驗通過對板施加水平低周反復荷載，試驗加載示意圖如圖4所示。

表3 混凝土實測材料性能指標Tab.3 Measured material performance indexes of concrete

表4 鋼筋實測材料性能指標Tab.4 Measured material performance indexes of reinforcement

圖4 加載示意圖Fig.4 Loading diagram

加載規(guī)定拉向為正，推向為負。低周反復加載試驗過程中，采用位移控制的方式實現(xiàn)荷載的加載。在加載的第一個階段，每個側移率θ循環(huán)一次，且側移率θ按0.25%遞增，當側移率θ≥1%時，每次加載循環(huán)三次，其側移率遞增依次為θ=0.25%、0.5%、0.75%、1%、1.5%、2%、2.5%、3%、4%、5%、6%……加載制度如圖5所示，當試件承載力下降到極限承載力的80%時，終止試驗。其中側移率θ的表達式為

(1)

式中:Δ為加載的水平位移;H為剪力墻高度。

測試內容包括水平荷載，各測點的位移和鋼筋的應變。各試件位移計布置相同，以PW1為例，墻體的加載梁，作動器加載端和墻身底部分別布置位移計，用于測量墻體的位移，地梁上部和端部分別布置2個位移計用于測量地梁的轉動和抬升，如圖6(a)所示。各試件鋼筋的應變，以預制裝配試件PW1為例，試件PW1在縱筋距離地梁表面20 mm、80 mm、1 300 mm和1 400 mm的位置布置應變片，示意圖見圖6(b)。

圖5 加載制度Fig.5 Loading system

(a) 位移計布置圖

2 試驗結果與分析

2.1 試驗過程及破壞形態(tài)

試件SW1，在側移率為0.5%時，極限承載力為55.6 kN，樓面與墻體接觸部位開始出現(xiàn)一條大主裂縫，且擴展較為迅速，是一條貫通裂縫。在側移率為0.75%時，出現(xiàn)三條裂縫，并不斷發(fā)展。樓板與墻體結合面處裂縫擴展最為迅速，且屬于貫通裂縫，裂縫寬度1 cm左右。樓板下50 cm處出現(xiàn)裂縫。墻體與地梁接觸面同樣出現(xiàn)輕微裂縫。在側移率為1.0%時，墻體角部開始出現(xiàn)保護層剝落，縱向鋼筋和樓板端部鋼筋裸露出來。在側移率為2.5%時，搭接部位鋼筋多數出現(xiàn)不同層次的脫粘，伴隨著大面積的混凝土剝落，鋼筋屈服，早期裂縫不斷發(fā)展，樓板與墻體結合處裂縫是導致墻體破壞的主要原因。在側移率為2.0%時，出現(xiàn)最大承載力115.8 kN。當側移率加載至4%時，該墻體承載力為85.8 kN，已下降至極限承載力的80%，停止加載。樓面板處鋼筋均未拉斷，而是脫粘被拉出?，F(xiàn)澆樓板處出現(xiàn)明顯的擠壓破壞，墻體與地梁接觸區(qū)保護層存在一定程度上剝落，如圖7(a)所示。

試件PW1當側移率為0.5%時，開始出現(xiàn)第一條裂縫，裂縫出現(xiàn)的位置是樓面板與墻體結合面，側移率由0.5%提升至0.75%出現(xiàn)多處裂縫。當側移率為0.75%時，部分鋼筋出現(xiàn)屈服，在側移率為1.0%時，鋼筋出現(xiàn)明顯的屈服，此時峰值力為96.4 kN，側移率為1.50%時混凝土開始出現(xiàn)剝落，結合面處鋼筋未拔出，UHPC對鋼筋的黏結性能發(fā)揮出效果。墻體與地梁結合處裂縫數量遠少于樓面與墻體結合處，當側移率為2.50%時，極限位移為32.50 mm，極限荷載為119.4 kN。保護層出現(xiàn)大面積剝落，墻體底部與地梁結合面處破壞較輕微，雖有裂縫，但無保護層的剝落和鋼筋的脫粘，如圖7(b)所示。側移率為5%時，極限承載力下降至80%，停止加載。

試件PW2當側移率1%時，墻體中部和墻體底部UHPC和普通混凝土接縫處已開裂，當側移率2%，墻體邊緣UHPC和普通混凝土接縫處普通混凝土破壞，且樓板處UHPC和普通混凝土接縫已發(fā)現(xiàn)開裂。側移率2.5%，樓板高度處UHPC和普通混凝土接縫上側普通混凝土開裂。側移率3%，墻體中部UHPC和普通混凝土接縫處上下已有較多混凝土掉落，鋼筋已明顯屈曲，當側移率達到5%時，承載力下降到約極限承載力80%時，認為墻體破壞失效，將墻體復位。墻體中部較多混凝土已掉落，墻體主要裂縫仍為UHPC和普通混凝土接縫處裂縫，裂縫較寬，鋼筋拉斷，如圖7(c)所示。

試件PW3當側移率1%時，墻體中部和墻體底部UHPC和普通混凝土接縫處已開裂，側移率為3%時，墻體中部混凝土出現(xiàn)掉落。側移率在4%鋼筋明顯屈曲。側移率5%，墻體中部混凝土破壞明顯。側移率6%受拉側鋼筋明顯屈曲，且被拉斷，UHPC和普通混凝土接縫處裂縫非常寬。墻體破壞較為明顯，此時錨固鋼筋在普通混凝土區(qū)域斷裂，UHPC與鋼筋節(jié)點連接區(qū)域未脫粘，如圖7(d)所示。

試件PW4當側移率1%時，墻體中部和墻體底部UHPC和普通混凝土接縫處開裂，當側移率為+1.0%時，鋼筋出現(xiàn)明顯的屈服，此時峰值力為86.4 kN，裂縫不斷擴展，預制墻體和UHPC現(xiàn)澆結合面的位置出現(xiàn)較大裂縫，側移率為3%時，預制墻體與UHPC接縫處的貫穿裂縫繼續(xù)擴張，裂縫寬度達到15 mm，側移率為4%時，墻中部混凝土已出現(xiàn)掉落，鋼筋與UHPC已經脫粘，結構破壞喪失承載力，如圖7(e)所示。

試件SW1、PW1、PW2、PW3和PW4破壞形態(tài)相似，均為節(jié)點處出現(xiàn)橫向貫穿裂縫混凝土剝落，表現(xiàn)為平面外壓彎破壞。主要區(qū)別在于，現(xiàn)澆試件SW1墻板連接處縱筋出現(xiàn)鼓曲變形，鋼筋與混凝土脫粘；試件PW1～PW3節(jié)點錯位連接鋼筋未出現(xiàn)脫粘從UHPC拔出，內部縱向鋼筋在試件達到破壞后未達到屈服，后澆段界面邊緣處預制墻體混凝土出現(xiàn)壓碎，鋼筋屈服后被拉斷；試件PW4節(jié)點界面處裂縫發(fā)展較大，部分鋼筋出現(xiàn)黏結滑移破壞導致結構失去承載力。主要原因在于，錯位連接鋼筋在搭接區(qū)域，鋼筋的傳力是通過鋼筋與UHPC黏結應力傳遞給相鄰鋼筋。而非連續(xù)對接連接鋼筋沒有搭接重疊區(qū)域，上下縱筋之間靠UHPC受拉傳力，使得節(jié)點部分鋼筋出現(xiàn)黏結滑移。

(a) SW1

2.2 滯回曲線和骨架曲線

滯回曲線是結構抗震性能的重要表征，通過低周反復加載試驗，得到剪力墻結構平面外抗震性能的滯回曲線如圖8所示。

現(xiàn)澆剪力墻試件SW1滯回曲線如圖8(a)所示，曲線呈梭形，較飽滿，出現(xiàn)捏攏現(xiàn)象，有部分耗能能力，峰值力約為122.45 kN，負向峰值力約為-114.84 kN，峰值位移約為52.51 mm，負向峰值位移約為-52.57 mm；試件PW1滯回曲線如圖8(b)所示，預制搭接剪力墻試驗曲線呈梭形飽滿，耗能能力較好，峰值力約為125.24 kN，負向峰值力約為-124.16 kN，峰值位移約為65.6 mm，負向峰值位移約為-65.53 mm；試件PW2滯回曲線如圖8(c)所示，滯回曲線較為飽滿，捏攏現(xiàn)象不明顯，當試件加載過程中到達峰值荷載后，結構承載力退化較快，耗能能力較弱，峰值力約為115.14 kN，負向峰值力約為-99.72 kN，峰值位移約為32.58 mm，負向峰值位移約為-39.42 mm；試件PW3滯回曲線如圖8(d)所示，滯回曲線呈梭形較為飽滿，耗能能力較好，峰值力約115.17 kN，負向峰值力約為-126.8 kN，峰值位移約為45.98 mm，負向峰值位移約為-52.6 mm；試件PW4滯回曲線如圖8(e)所示，滯回曲線呈“弓”型不夠飽滿，耗能能力較差，峰值力約87.49 kN，負向峰值力約為-91.61 kN，峰值位移約為25.6 mm，負向峰值位移約為-27.1 mm。試件SW1、PW1和PW3滯回曲線出現(xiàn)明顯捏攏現(xiàn)象，曲線較為飽滿，構件進入彈塑性狀態(tài)，耗能能力提高.隨著荷載往復次數增加，同級荷載后一次循環(huán)的峰值和滯回曲線包裹面積較前次循環(huán)比都要減少，構件內部發(fā)生損傷累積，剛度逐漸退化，試件在達到極限承載力發(fā)生破壞后，仍有一定承載能力和耗能能力，延性良好。

(a) SW1

5個試件的骨架曲線見圖8(f)，可以看出：各試件骨架曲線在彈性階段基本重合，屈服后有所差別，試件PW1和PW3均為UHPC-鋼筋錯位連接，相比于現(xiàn)澆結構SW1，其承載力均略高于現(xiàn)澆結構，極限位移均高于現(xiàn)澆結構，試件表現(xiàn)出抗震耗能性能和延性均優(yōu)于現(xiàn)澆結構；試件PW2和PW4其抗震性能和延性均較差，低于現(xiàn)澆結構。PW2現(xiàn)澆段高度較高，使得其UHPC澆筑的節(jié)點區(qū)域的剛度明顯高于上下預制部分，結構整體的耗能能力和延性均降低。PW4采用非接觸對接錨固連接，鋼筋錨固長度較短，且非連續(xù)，結構的承載能力較弱，延性較差，該節(jié)點連接形式表現(xiàn)出的抗震性能較差。

2.3 承載力及延性

定義位移延性系數μ為荷載下降到0.8Fmax時所對應的位移與屈服位移的比值,即μ=Δu/Δy。層間位移角定義為ξ=Δ/H，其中Δ為墻體加載端的水平位移，H為墻體的有效高度。將試件的開裂荷載Fcr、屈服荷載Fy、峰值荷載Fmax和極限荷載Fu及其對應位移Δcr、Δy、Δmax、Δu、層間位移角和延性系數列于表5中。

由表5可以看出，峰值荷載從大到小依次為PW1、PW3、SW1、PW2、PW4，采用UHPC鋼筋錯位10 d連接的試件PW1和PW3的承載能力均優(yōu)于現(xiàn)澆結構SW1，峰值荷載分別提高了5.1%和1.9%。

位移延性系數從大到小依次為試件PW3、PW1、SW1、PW2、PW4，可見，現(xiàn)澆段區(qū)域越高剛度越大，對鋼筋配筋率相同的情況下，對比PW1和PW3采用大直徑的縱向鋼筋的剪力墻其延性系數有一定的提升。采用UHPC鋼筋錯位連接的試件PW3和PW1延性均優(yōu)于現(xiàn)澆試件，表現(xiàn)良好的抗震性能。

2.4 鋼筋應變

圖9為墻底20 mm處豎向鋼筋的應變，可以看出現(xiàn)澆試件SW1隨著荷載的增大，鋼筋達到屈服后鋼筋應力繼續(xù)增大，符合試件破壞形態(tài)底部混凝土試件底部混凝土首先開裂破壞；預制試件PW1～PW4墻底20 mm處，隨著荷載的增加，鋼筋達到屈服，但是最大的應力明顯小于現(xiàn)澆試件，這是因為UHPC承載了較大部分的剪切和彎拉應力，內部的鋼筋應力較小。

2.5 剛度退化

低周反復加載試驗中，構件損傷隨著加載周次增加而逐漸積累、發(fā)展，從而致使剛度下降。采用割線剛度研究試件剛度退化現(xiàn)象。割線剛度計算式如下所示

(2)

表5 試件不同受力階段特征點及延性系數Tab.5 Characteristic points and ductility coefficient of specimen at different stress stages

(a) SW1距地梁20 mm處

式中:+Fi、-Fi為第i次循環(huán)下正、反向峰值點荷載值，+Xi、-Xi為第i次循環(huán)下正、反向峰值點的位移值。各預制構件與現(xiàn)澆構件的割線剛度對比如圖12所示。

從圖12可以看出，試件PW1初試剛度略高于現(xiàn)澆試件SW1，加載前期剛度退化較為顯著，后期則逐漸趨于平緩；PW2初始剛度接近現(xiàn)澆試件SW1的2倍，后期剛度退化顯著，主要是由于UHPC現(xiàn)澆段高，混凝土剛度較大，隨著荷載的增加，剛度退化明顯，試件的延性和耗能能力一般；PW3初始剛度接近現(xiàn)澆試件SW1的2倍，加載前期剛度退化較為顯著，后期則逐漸趨于平緩，最終的剛度退化與現(xiàn)澆試件接近，表現(xiàn)出良好的延性；試件PW4的初始剛度略高于現(xiàn)澆試件SW1，后期剛度退化顯著，試件的延性較差，主要是因為采用非接觸對接錨固連接形式，結構出現(xiàn)了黏結滑移破壞，整體剛度退化明顯。

(a) PW1距地梁80 mm處

(a) SW1距地梁1 200 mm處

2.6 耗 能

試件的耗能能力是指在模擬地震力作用的低周反復荷載作用下，試件吸收能量的大小。采用等效黏滯阻尼系數he來分析試件的耗能能力，等效黏滯阻尼系數反映了試件滯回環(huán)的飽滿程度，其計算方法參考文獻[14]。

從圖13等效黏滯阻尼系數對比可以看出，各試件的效黏滯阻尼系數整體上呈現(xiàn)先上升后下降的趨勢，試件PW1和PW3在彈性階段耗能能力與現(xiàn)澆試件SW1相當，在屈服后，等效黏滯阻尼系數高于現(xiàn)澆試件SW1，滯回環(huán)面積較大；試件PW2和PW4耗能性能低于現(xiàn)澆試件。說明采用10d搭接的UHPC鋼筋錯位連接節(jié)點耗能性能優(yōu)于現(xiàn)澆結構，而較大剛度的后澆段越高對結構的耗能性能起降低作用。

圖13 試件等效黏滯阻尼系數Fig.13 Equivalent viscous damping coefficient of test specimens

3 結 論

通過對5片剪力墻進行低周反復加載試驗，得到如下結論：

(1) 試件的破壞形式均為面外壓彎破壞，現(xiàn)澆試件SW1鋼筋出現(xiàn)脫粘發(fā)生嚴重的鼓曲，預制裝配試件PW1～PW3節(jié)點連接鋼筋未出現(xiàn)脫粘從UHPC中拔出現(xiàn)象，表明UHPC-鋼筋錯位連接滿足“強節(jié)點，弱構件”的設計要求。

(2) 試件PW1和PW3的極限承載力為124.7 kN和120.9 kN，較現(xiàn)澆試件SW1高5.1%和1.9%；試件PW2和PW4極限承載力較現(xiàn)澆試件低9.4%和24.5%，表明鋼筋搭接長度為10d，UHPC后澆段為20d，能有效的實現(xiàn)鋼筋的傳力。預制試件PW1～PW3和現(xiàn)澆試件SW1層間位移角均在1/80～1/50之間，滿足剪力墻結構罕遇地震作用下的層間位移角限值要求。

(3) UHPC鋼筋錯位連接剪力墻的初試剛度高于現(xiàn)澆試件，后期剛度退化與現(xiàn)澆試件基本一致、延性和耗能與現(xiàn)澆試件相當，甚至優(yōu)于現(xiàn)澆試件，可近似按照“等同現(xiàn)澆”剪力墻結構設計，具有良好的抗震性能。

(4) UHPC鋼筋非連續(xù)對接連接承載力、延性和耗能均較差，不建議在裝配式節(jié)點連接中使用。錯位連接鋼筋搭接長度滿足要求時，增大UHPC后澆段高度提高了結構的整體剛度，降低了結構的延性和耗能性能，抗震性能從而降低。