核電工程雙鋼板組合墻-筏板基礎插筋式錨固節點拉拔性能試驗研究

孫運輪，孔思宇，陳 巖，樊健生，丁 然

(1. 清華大學土木工程系，北京 100084；2. 清華大學核能與新能源技術研究院，北京 100084；3. 中核能源科技有限公司，北京 100193；4. 清華大學土木工程安全與耐久教育部重點實驗室，北京 100084；5. 清華大學北京市鋼與混凝土組合結構工程技術研究中心，北京 100084)

雙鋼板混凝土結構由外側雙鋼板通過圓頭栓釘或其他連接件與混凝土進行連接，并設置對拉鋼筋、隔板等其他構造進行拉結[1]。該結構充分利用了鋼與混凝土各自的材料特性：一方面混凝土可以延緩鋼板的壓屈失穩[2]；另一方面鋼板的橫向約束效應提高了混凝土的抗壓能力，力學性能優越。此外，由于其鋼結構部分可以工程制作，現場安裝，且可以替代混凝土模板，從而實現結構施工的模塊化和裝配化。正是因為雙鋼板混凝土組合結構具有上述優勢，近年來其在核電結構、高層建筑以及沉管隧道等大型基礎設施建設中被廣泛應用[3]。

對于核電工程中的雙鋼板混凝土組合結構，由于通常采用鋼筋混凝土筏板基礎，因此存在雙鋼板混凝土組合墻與鋼筋混凝土基礎的連接錨固問題。該節點是雙鋼板混凝土組合墻優越性能充分發揮的重要保障。其在細節構造、傳力機制、抗震性能等方面都非常復雜，需要重點關注。

2018 年頒布的國家標準《核電站鋼板混凝土結構技術標準》[4]針對該節點共提出3 種構造形式，如圖1 所示。第一種，直接將內、外側鋼板伸入基礎中并利用鋼板兩側的栓釘實現錨固；第二種，則在鋼板底部焊接鋼底板，底板下焊接鋼筋錨固于基礎混凝土；第三種在基礎中布置插筋，利用插筋與鋼板的搭接傳力實現鋼板與基礎混凝土間的間接傳力。

考慮到筏板基礎中往往配筋密集且復雜，若采用嵌入式錨固方式，需要對嵌入鋼板進行穿孔，施工較為不便。對于埋件式錨固，若將底板、錨筋與組合墻在工廠進行焊接拼裝，則將給構件運輸和現場安裝帶來極大不便，若現場連接，則明顯增加了焊接工作量，且焊接質量不易保證。插筋式錨固通過鋼板與插入基礎中的若干錨固鋼筋進行非接觸式搭接傳力，避免了前兩種錨固方式帶來的問題，可顯著提升施工效率和質量。但《核電站鋼板混凝土結構技術標準》[4]并未對該類節點的設計進行詳細說明，美國核電鋼結構規范AISC N690[5]中對于該種錨固形式給出了一些設計說明，但是缺乏相應的理論和試驗支撐。

圖1 三種鋼筋混凝土基礎與雙鋼板組合墻節點連接形式Fig.1 Three connection types between DSC walls and RC foundation

國內外學者對鋼筋之間的非接觸式搭接傳力研究較多。在國外，Sagan 等[6]進行了大量板式鋼筋搭接的直拉試驗，Sivakumar 等[7]、White 等[8]以及Lin 等[9]設計的試驗在柱與基礎錨固區域采用鋼筋搭接，而Orangun 等[10]、Hamad 和Mansour[11]則在四點加載梁的純彎受拉區進行鋼筋搭接試驗，Lagier 等[12]對該類節點進行了有限元模擬。上述試驗對鋼筋搭接試件的裂縫發展、破壞形式以及承載力進行了分析。McLean 和Smith[13]根據前人的大量試驗提出了鋼筋搭接連接的理論模型，并且在模型中考慮了橫向鋼筋的作用。在國內，李剛等[14 ? 17]針對實際結構中容易出現的鋼筋搭接形式進行了相應的試驗研究。方志等[18]為明確活性粉末混凝土中帶肋鋼筋搭接連接的受力性能，設計大量試驗并研究各參數的影響，建立搭接區域鋼筋表面搭接強度及臨界搭接長度的計算公式。周劍等[19]以及江佳斐等[20]采用數值模擬的方式對鋼筋搭接進行了有限元模擬。但是目前對于鋼板與鋼筋間搭接傳力的研究還非常少。

Katayama 等[21]設計了9 個插筋錨固節點進行反復拉伸試驗。在反復拉伸荷載作用下節點的破壞形式大部分為插筋錨固破壞，少部分為鋼板斷裂。該試驗中插筋只有2 排，且插筋與鋼板間距較小。但是在實際工程中，由于鋼板厚度較大，往往需要更多插筋，且會有部分鋼筋距離鋼板較遠，這在試驗中并未考慮。此外缺少對節點傳力機制的深入分析。

Seo 和Varma[22]重點關注了插筋錨固節點中對拉鋼筋發揮的作用，共設計了3 個試件進行單調軸拉試驗，如圖2 所示。變化參數是對拉鋼筋的連接形式，分別采用圖2(a)對拉鋼筋中部斷開；圖2(b)對拉鋼筋一端焊接在鋼板上，相互搭接；圖2(c)對拉鋼筋兩端均焊接在鋼板上。試驗表明對拉鋼筋可以有效提高節點的整體性，防止軸拉力作用下出現縱向裂縫導致節點整體劈裂發生脆性破壞。但該試驗并沒有關注隨著荷載增加，不同位置對拉鋼筋的受力情況，也沒有研究插筋與鋼板間距變化的影響，這使得其關于對拉鋼筋的設計建議缺乏定量依據。

圖2 試件對拉鋼筋布置[20]Fig.2 Tie bar configurations in the specimens[20]

為進一步明確該類節點的傳力機制及影響因素，特別是插筋布置和對拉鋼筋對節點性能的影響機制和規律，本文設計了4 個1∶2 縮尺雙鋼板混凝土組合墻-鋼筋混凝土基礎的插筋式節點，開展靜力單調拉伸試驗。通過分析試件的承載力、剛度、裂縫形態、對拉鋼筋及鋼板應變等，揭示了插筋布置方式以及對拉鋼筋配置比例對于節點拉拔性能的影響機制和規律，并針對可能的破壞模式給出了節點設計建議。

1 試驗設計

1.1 局部模型選取

試驗主要研究高溫氣冷堆廠房結構中雙鋼板混凝土組合墻與鋼筋混凝土筏板基礎連接節點的拉拔性能。原型結構墻厚1.6 m，鋼板厚20 mm，綜合考慮加載裝置尺寸和加載能力，沿墻體縱向截取一段1 m 長的墻體進行1∶2 縮尺試驗，縮尺后墻體寬度為500 mm，墻厚800 mm，鋼板厚度10 mm。

完整的節點應該包含墻體和基礎兩部分，但考慮到插筋自身在RC 基礎中的錨固設計非常成熟，其錨固長度在美國的ACI 349-13[23]以及中國的《建筑抗震設計規范》(GB 50011?2010)[24]、《混凝土結構設計規范》(GB 50010?2010)[25]中都有明確的規定，不是本研究的重點。因此，本次試驗研究的試件未包含混凝土基礎部分，僅關注插筋與鋼板之間的搭接段。

1.2 試件設計

考慮到與原型結構的材料一致，各試件鋼筋均采用HRB400，其中搭接鋼筋直徑為32 mm，鋼板均采用Q345，混凝土標號為C40。鋼材和鋼筋下料時均留取了材性試件，以獲得準確的材性數據，如表1 所示。每個構件均留存四個標準立方體試塊(邊長150 mm)，在試驗當天進行抗壓試驗，立方體抗壓強度平均值為43.11 MPa。

表1 鋼材材性Table 1 Mechanical properties of steel

為保證鋼板拉力能通過足夠的插筋傳遞至基礎，共設置16 根直徑32 mm 的錨固鋼筋，使得實際錨固鋼筋總抗拉承載力略高于鋼板抗拉承載力。

由于目前規范沒有對鋼筋插入到雙鋼板混凝土組合墻中的搭接長度lemb進行規定，所以這里參照Seo 和Varma[22]的建議按照鋼筋非接觸式搭接長度來進行設計。在AISC N690-12 中，將搭接節點分為兩類，對于搭接處鋼筋受拉的情況，搭接長度取為鋼筋標準錨固長度ld的1.3 倍，如式(1)所示。

根據ACI 349 中12.2 的規定，ld可按式(2)計算：

式中：Ψt、Ψe、Ψs分別是對于搭接位置、鋼筋表面處理、搭接鋼筋直徑的修正因子，分別取為1.3、1.0、1.0；cb是保護層厚度(70 mm)以及鋼筋間距的一半(60 mm)的較小值，為60 mm。Ktr在設計時可以取為0，由此計算得到lemb=2167 mm，所以本文取插筋在墻內錨固長度為2200 mm。

鋼板內表面布置的栓釘按照《核電站鋼板混凝土結構技術標準》[4]以及《電弧螺柱焊用圓柱頭焊釘》(GB/T 10433?2002)[26]來進行設計，栓釘間距100 mm，單個栓釘長度為100 mm，直徑為10 mm，以保證鋼板屈服時栓釘不發生破壞。

由于本文主要考察的是搭接鋼筋相對鋼板位置以及對拉鋼筋配置對于節點性能的影響，因此在保持其他參數不變的情況下，改變對拉鋼筋直徑以及搭接鋼筋與鋼板的間距。Seo 和Varma[22]建議對拉鋼筋配筋率不少于0.5%，本文按配筋率為0.11%～0.51%設計，最終的設計結果如表2 所示。試件截面及鋼板上對拉鋼筋及栓釘布置的布置如圖3 所示。

表2 構件基本信息表Table 2 Basic parameters of the specimens

圖3 試件詳細構造圖 /mm Fig.3 Detail drawings of specimens

1.3 試件制作

進行試件鋼結構加工時，需分成搭接鋼筋與墻體鋼板兩部分。

在搭接鋼筋部分，將伸出組合墻體的每一排插筋采用雙面搭接焊的方式與端部鋼板可靠連接，鋼板直接通過端部鉸接頭與試驗機固定，以此簡化試件加工，如圖4 所示。

在墻體鋼板部分，如圖5 所示，構件另一側將外側雙鋼板與端板焊接，并通過鉸接頭與加載裝置連接。為防止在加載過程中墻體鋼板與底座連接處出現較大局部變形，在鋼板兩側增設加勁肋，提高剛度。對拉鋼筋采用塞焊方式與墻體鋼板相連。

圖4 搭接鋼筋與加載裝置連接節點Fig.4 Connection of lapped bars and end plate

兩部分分別加工好后，將搭接鋼筋部分插入到墻體鋼板部分中，如圖6(a)所示。由于外鋼板本身就可以作為混凝土澆筑時的兩側模板，因此還需要在節點的兩個側面設置木模板。在木模板上按照搭接鋼筋的位置設置相應孔洞方便搭接鋼筋穿過，同時也起到了對搭接鋼筋的限位作用，如圖6(b)所示。此后澆筑混凝土并進行養護，如圖6(c)所示。

圖5 雙鋼板與加載裝置連接節點Fig.5 Connection of outer plates and end plate

圖6 構件加工過程Fig.6 Specimen fabrication

2 試驗加載及量測

2.1 邊界條件

由于本研究關注的是節點的軸拉性能，所以應盡可能保證邊界條件接近鉸接，從而釋放掉端部的彎矩。因此，在實際的試驗過程中節點通過鉸接頭與加載裝置相連，如圖7 所示。

2.2 加載制度

本試驗按照《混凝土結構試驗方法標準》[27]的要求進行單調加載，先按照力控制加載，在裂縫出現前，每一級荷載為200 kN，裂縫出現后，每一級荷載為400 kN。在鋼板進入屈服后采用位移控制加載，每一級位移為2 mm。在達到鋼板屈服荷載的1.25 倍或者位移達到屈服位移的5 倍時停止加載。

圖7 試驗裝置Fig.7 View of testing apparatus

2.3 試驗量測

試驗中除了測量整體構件的荷載與位移，為了定量揭示鋼板與插筋間的間接傳力規律并探究對拉鋼筋在此過程中的作用，在對拉鋼筋以及墻體鋼板上均布置應變片，如圖8 所示。對拉鋼筋上的應變片布置在其中部，鋼板表面的應變片在鋼板中軸線上間隔200 mm 進行布置。此外，在試驗過程中對裂縫發展也進行了詳細記錄。

圖8 應變片布置Fig.8 Locations of strain gages

3 試驗現象及分析

3.1 試驗現象

由于各試件在試驗過程中的試驗現象類似，下面以LS3 為例對試驗現象進行描述。

當荷載達到1000 kN 的時候，如圖9(c)所示，在錨固段靠近作動器最外側錨固鋼筋的高度出現一條縱向裂縫①。當荷載達到1200 kN 的時候，在構件混凝土左端最外側錨固鋼筋的高度出現一條新的縱向裂縫②，且有多條垂直于加載方向的橫向裂縫出現。當荷載為2000 kN 時，構件混凝土右側混凝土產生斜裂縫，此時縱向裂縫①的寬度為0.15 mm，橫向裂縫③的寬度為0.05 mm。當荷載為2800 kN 時，縱向裂縫①最大寬度為0.3 mm。當荷載為2800 kN～4000 kN 時，縱向裂縫逐漸向前延伸，混凝土表面中部橫向裂縫和右側斜裂縫逐漸增多。當荷載達到4000 kN 時，縱向裂縫①的最大寬度為0.5 mm，中部橫向裂縫的寬度為0.2 mm～0.3 mm，而斜裂縫的寬度④為0.3 mm。在位移加載階段，縱向裂縫和中部橫向裂縫幾乎沒有發展，而混凝土右側表面不斷產生新的斜裂縫。在位移達到14 mm 的時候，產生了兩條主斜裂縫⑤、裂縫⑥，且此時有混凝土剝落。在角部的斜裂縫寬度達到7 mm。此后主斜裂縫的延伸方向逐漸接近水平，并延伸至構件中部。當位移達到24 mm 時，斜裂縫的寬度為10 mm。當位移達到47 mm 時，達到最大荷載5648 kN。在位移超過48 mm 時構件下側鋼板被拉斷，試驗結束，如圖10(d)所示。

圖9 試件裂縫分布圖Fig.9 Crack distributions of specimens

圖10 LS3 加載過程關鍵節點Fig.10 Key stages of LS3 during loading

所有試件的鋼板均達到屈服，延性很好，并且LS2 與LS3 在試驗結束時鋼板均被拉斷。LS1 與LS4 均在鋼板屈服荷載的1.25 倍時停止加載。各試件最終的裂縫分布和極限狀態如圖9 和圖11 所示。

3.2 荷載-位移曲線

各試件的實測荷載-位移曲線如圖12 所示，主要試驗結果如表3 所示。其中，δu為對應峰值荷載Pu的位移，采用能量法計算屈服位移δy，其對應荷載為屈服荷載Py。計算方法如圖13 所示：在0～δu之間選取δy使得梯形OABC 的面積S2等于力-位移曲線下方ODBC 的面積S1。

可以看到，對于LS1～LS4 來說，屈服荷載均接近于純鋼板的屈服荷載4500 kN。此外，各試件延性系數均大于4，延性很好。

對比LS1～LS3 在達到屈服荷載時的割線剛度，可發現，隨著搭接鋼筋偏心率的減少，割線剛度明顯降低。原因在于：鋼筋與鋼板過于接近，甚至LS2 的最外側鋼筋位于栓釘高度內，導致搭接鋼筋的錨固性能下降，容易發生滑移。因此，依據本次試驗參數和結果，建議實際工程中最外側錨固鋼筋與鋼板之間的距離應至少在栓釘高度的基礎上增加1 倍鋼筋直徑。

圖11 各試件最終破壞狀態Fig.11 Final failure mode of each specimen

圖12 各構件荷載-位移曲線Fig.12 Load-displacement curves of specimens

對比LS3 與LS4 可以發現，隨著對拉鋼筋的配筋率減少，對于混凝土的橫向約束減弱，裂縫寬度發展更快，從而導致錨固鋼筋與混凝土之間的粘結受到削弱，導致滑移增加。

3.3 裂縫形態

通過觀察LS1～LS4 試驗過程中的裂縫發展，可以將整個搭接區域分為以下3 個區域A、B、C。以圖14 中對應的試件LS2 為例，每個區域分別對應著不同的裂縫形態以及產生原因。

表3 主要試驗結果匯總Table 3 Summary of important test results

圖13 δy 與Py 計算方法Fig.13 Calculation of δy and Py

圖14 搭接區域分區Fig.14 Different zones of lap-splice

A 區域產生的是縱向裂縫，主要原因在于鋼筋在混凝土中受拉時，鋼筋上的肋對于鋼筋周圍的混凝土產生向外的壓力，從而使混凝土產生拉應變，如圖15 所示。當拉應變超過混凝土開裂應變時，混凝土開裂，并沿著試件表面延伸。

圖15 徑向裂縫產生原理Fig.15 Principle of the occurrence of radical cracks

B 區域產生的是橫向裂縫，且分布距離均勻，說明中部區的鋼筋、鋼板以及混凝土三者的協同工作較好。當達到混凝土開裂應變后，表面產生裂縫。

C 區域主要產生的是斜裂縫。原因在于C 區是鋼板與鋼筋斜向傳力最集中的地方，如圖16 所示，且大多裂縫角度在45°左右，最終均會形成臨界斜裂縫。而且C 區域裂縫的形態與鋼筋非接觸搭接受拉時產生的裂縫形態類似。可以將鋼板上的栓釘看作是鋼筋上的肋。

圖16 斜裂縫產生原理Fig.16 Principle of the occurrence of diagonal cracks

表4 比較了荷載為4000 kN 時各區域的最大裂縫寬度。可以發現，四個試件在搭接區域中部的橫向裂縫的寬度大致相同，說明搭接區域的協同工作良好。對比LS3 與LS4 可以發現，對拉鋼筋可以起到控制裂縫寬度的作用。此外，對比圖10(c)與圖10(d)，可以發現對拉鋼筋能夠有效控制縱向裂縫的發展。

表4 4000 kN 時各區域最大裂縫寬度 /mm Table 4 Maximum crack width of each zone at 4000 kN load

3.4 外鋼板應變

在試驗過程中外鋼板應變變化如圖17 所示。可以看到，隨著外荷載的不斷增大，外鋼板上的應變在屈服前幾乎與外荷載成線性關系。當應變超過鋼材屈服應變后，有的應變迅速增大，應變片失效。接近峰值荷載時，靠近右側的3 個～5 個應變片(W1～W5)均達到屈服狀態。

為了更好地觀察在同一荷載下沿著搭接長度上的應變分布，不失一般性，繪制在荷載達到3000 kN 時各試件的外鋼板應變如圖18 所示。其中虛線表示假設鋼板應變沿著搭接長度按照線性分布的情形作為對照。可以看到各試件的應變分布基本與虛線的趨勢相同，說明按照本文方法計算得到的搭接長度較為合理，能夠讓鋼筋與鋼板之間進行充分傳力。值得注意的是，LS4 在搭接區域中部數據波動的原因可能是裂縫恰好穿過該處應變片。

圖17 各試件外鋼板應變分布Fig.17 Strain distribution of outer plates of each specimen

圖18 荷載3000 kN 時外鋼板應變分布對比Fig.18 Strain comparisons of outer plates at 3000 kN load

3.5 對拉鋼筋應變

Bhardwaj 等[28]分析對拉鋼筋在傳力過程中發揮的作用時認為，拉力F 由純鋼板截面傳遞至鋼筋時，由于非接觸搭接的傳力形式，會使搭接部分鋼筋的合力位置與鋼板之間產生間距C，從而產生不平衡力矩Mc如式(3)，該力矩有讓整個截面發生撕裂破壞的趨勢，其中C 的大小與鋼筋的布置方式有關。由于搭接鋼筋在搭接長度滿足規范要求的情況下均能錨固良好，受力均勻，所以假設單側各搭接鋼筋與鋼板的距離為yi，則偏心率定義如式(4)：

式中：m 為單側搭接鋼筋的數量；tsc為組合墻體的厚度。

前i 根對拉鋼筋可以產生抵抗力矩MR(i)如式(5)、式(6)和圖19 所示，從而有效阻止該破壞形式的出現。

圖19 假設的對拉鋼筋應變分布Fig.19 Assumed strain distribution of tie bars

式中：σi為第i 根對拉鋼筋的應力；Si為第i 根鋼筋距離右側鋼板邊緣的距離。當i 等于對拉鋼筋的數量n 時，MR(n)為所有對拉鋼筋產生的抵抗力矩，該抵抗力矩與由于非接觸式搭接產生的不平衡力矩Mc相等，如式(7)所示。此外，還假定對拉鋼筋應變沿著力傳遞長度Lemb呈線性分布，如式(8)。

如圖20 所示，本次試驗量測得到的對拉鋼筋應變沿著搭接長度并非按照線性分布。在試件屈服以前，A 區域第一排對拉鋼筋(D11)應變遠超過其他鋼筋，主要原因在于在該區域會出現沿著搭接鋼筋的縱向裂縫，因此當裂縫穿過對拉鋼筋時會導致對拉鋼筋應變增大。B 區域的對拉鋼筋應變在整個加載過程中都較小。C 區域的對拉鋼筋在出現斜裂縫后應變也迅速增加。

進一步比較在各試件屈服荷載時按照線性分布的理論抵抗力矩與實際抵抗力矩的區別如圖21所示，理論抵抗力矩的大小按照式(3)計算。由于，LS2 和LS4 有部分對拉鋼筋失效，因此此處僅能計算LS1 與LS3 的情況。可以發現，理論抵抗力矩和實際抵抗力矩的最大值比較接近，從而驗證了式(7)的正確性，說明了對拉鋼筋具有防止此類節點發生混凝土分層破壞的脆性破壞形式。并且可以看到D11 對于抵抗力矩的貢獻最大。

由于D11 的應變較大，因此單獨提取其整個加載過程中的應變變化情況進行比較，如圖22 所示。可以看到在對拉鋼筋配置相同時，荷載大于2000 kN 后，隨著偏心率的降低，第一排對拉鋼筋應變降低。這主要是因為當偏心率降低后，鋼板與鋼筋間的傳力更直接，不平衡力矩更小。而當搭接鋼筋位置相同時，隨著對拉鋼筋的減少，第一排對拉鋼筋的應變增大。

4 設計建議

綜合本文試驗的結果以及已有的相關研究，除了規范中的相關要求，在本節對此類插筋式非接觸搭接節點提出設計建議。

圖20 各試件對拉鋼筋應變Fig.20 Strains of tie bars of each specimen

圖21 實際抵抗力矩與理論抵抗力矩的比較Fig.21 Comparison of the measured and theorical MR(i)

圖22 D11 應變對比Fig.22 Strain comparison of D11

結合Katayama 等[21]以及Seo 和Varma[22]的試驗研究，目前此類節點可能發生的破壞模式包括： 1)鋼板屈服；2) 搭接鋼筋錨固長度不足導致的滑移破壞；3) 對拉鋼筋不足導致的混凝土撕裂破壞。除此之外，還有可能因為：4) 搭接鋼筋配置過少導致其先于鋼板達到屈服以及5)由于鋼板上的栓釘設置不足導致鋼板與混凝土之間的界面破壞。在上述破壞模式中，本文發生的破壞模式鋼板屈服是一種延性破壞模式，并且滿足“強節點，弱構件”的設計思想，所以建議將該模式作為節點設計時的理想破壞模式。為實現此種破壞模式，避免其他破壞模式的出現，下面對于搭接鋼筋、對拉鋼筋和栓釘的設計提出建議。

對于搭接鋼筋，其數量以及強度應按照使搭接鋼筋的總抗拉承載力不低于雙鋼板組合墻的純鋼板抗拉承載力的1.25 倍來進行設計，從而保證在極限狀態下鋼板先進入屈服，避免第4 種破壞模式的出現。并且，為了防止出現第2 種破壞模式，搭接鋼筋的搭接長度應該按照式(2)來進行計算。此外，依據LS4 的試驗參數和結果，建議實際工程中最外側搭接鋼筋與鋼板之間的距離應至少在栓釘高度的基礎上增加1 倍鋼筋直徑。

對于對拉鋼筋，由于第3 種破壞模式是一種脆性破壞，所以應該重視并偏于保守地來進行考慮從而避免該種破壞模式的出現。根據3.5 節中對于對拉鋼筋應變的分析，發現接近基礎頂面的對拉鋼筋對抵抗不平衡力矩的貢獻最大，應該采取加密措施或采用更大直徑的鋼筋。建議在設計中偏于保守地只考慮第一排鋼筋對于抵抗不平衡力矩的作用，以鋼板達到屈服為極限狀態，那么第一排每根鋼筋的設計拉力值Freq可按下式計算：

式中：st為對拉鋼筋橫向間距；tp為單側鋼板厚度。根據式(10)計算得到的LS1/LS2/LS3 試件在鋼板屈服時的第一排鋼筋應變分別為2051 με、1197 με、1659 με，試驗量測結果分別為1938 με、1008 με、1425 με，兩者吻合較好，且對拉鋼筋均未屈服。對于LS4，按照式(9)計算，對拉鋼筋早已屈服，超出了其適用范圍。

在實際結構設計中，還需要將根據式(9)計算的鋼筋面積與按照組合墻面外抗剪需求或構造要求計算的鋼筋面積進行疊加，得到最終設計結果。

最后，按照《核電站鋼板混凝土結構技術標準》[4]以及《電弧螺柱焊用圓柱頭焊釘標準》(GB/T 10433?2002)[26]來進行栓釘設計，通過滿足完全剪力連接即可避免第5 種破壞模式的出現。

5 結論

本文設計了4 個具有不同插筋位置和對拉鋼筋配筋率的雙鋼板混凝土組合墻-鋼筋混凝土筏板基礎的插筋式錨固節點的單調拉伸試驗，通過對其承載力、剛度、裂縫形態、對拉鋼筋以及鋼板應變進行分析，得到如下結論：

(1)本文4 個節點的搭接長度均按照AISC N690?12 對鋼筋搭接長度的要求來設計。試驗表明節點均滿足等強連接，最終以鋼板屈服甚至拉斷為破壞模式，具有良好的延性，沒有出現脆性破壞。

(2)對拉鋼筋的應變沿著搭接長度呈非線性分布，距離作動端最近的第一排對拉鋼筋應變最大，而在斜裂縫出現后，靠近固定端區域的對拉鋼筋應變迅速增大。整個加載過程中，搭接區域中部的對拉鋼筋應變均較小。

(3)隨著對拉鋼筋的減少，在相同的不平衡力矩作用下，靠近混凝土基礎的第一排對拉鋼筋應變相應增大。由于對混凝土的橫向約束作用降低，混凝土的裂縫寬度發展較塊，搭接鋼筋的滑移增大。

(4)隨著搭接鋼筋的偏心率降低，相同荷載作用下產生的不平衡力矩降低，在相同的對拉鋼筋配置下，靠近混凝土基礎的第一排對拉鋼筋應變降低。但是由于搭接鋼筋過于靠近鋼板，也會導致搭接鋼筋的錨固受到削弱從而增大滑移。

(5)本文建議在設計過程中對于接近基礎部分的對拉鋼筋應該適當加密或采用更大直徑的鋼筋，并給出了對拉鋼筋拉力設計值的計算公式，可指導節點設計。

目前針對該類節點的研究仍未系統深入地揭示鋼筋與鋼板搭接傳力的復雜機制，未來應開展考慮更多參數的節點精細試驗，并基于此進行理論分析和數值模擬研究。