UHPC-鋼筋錯位連接的預制剪力墻帶板結構抗震性能試驗研究

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，現場吊裝拼接，是一種綠色環保的建造方式，符合建筑工業化的發展趨勢。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于現澆結構。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，雖然剪力墻連接節點的力學性能基本達到現澆結構，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，在墻板節點連接區域采用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片現澆剪力墻，其中現澆試件編號為SW1，下部剪力墻與樓板整體現澆，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節點，伸入鋼筋長度為150 mm，墻板節點采用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，節點連接形式為鋼筋非連續對接連接，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，在墻板節點區域支模；將試件平躺放置，連接節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護至28 d。剪力墻所用的鋼筋按照不同的規格型號預留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荷載的加載。在加載的第一個階段，每個側移率θ循環一次，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

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，出現三條裂縫，并不斷發展。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處出現裂縫。墻體與地梁接觸面同樣出現輕微裂縫。在側移率為1.0%時，墻體角部開始出現保護層剝落，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澆樓板處出現明顯的擠壓破壞，墻體與地梁接觸區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，開始出現第一條裂縫，裂縫出現的位置是樓面板與墻體結合面，側移率由0.5%提升至0.75%出現多處裂縫。當側移率為0.75%時，部分鋼筋出現屈服，在側移率為1.0%時，鋼筋出現明顯的屈服，此時峰值力為96.4 kN，側移率為1.50%時混凝土開始出現剝落，結合面處鋼筋未拔出，UHPC對鋼筋的黏結性能發揮出效果。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現開裂。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域斷裂，UHPC與鋼筋節點連接區域未脫粘，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現澆結合面的位置出現較大裂縫，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破壞形態相似，均為節點處出現橫向貫穿裂縫混凝土剝落，表現為平面外壓彎破壞。主要區別在于，現澆試件SW1墻板連接處縱筋出現鼓曲變形，鋼筋與混凝土脫粘；試件PW1～PW3節點錯位連接鋼筋未出現脫粘從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壓碎，鋼筋屈服后被拉斷；試件PW4節點界面處裂縫發展較大，部分鋼筋出現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。而非連續對接連接鋼筋沒有搭接重疊區域，上下縱筋之間靠UHPC受拉傳力，使得節點部分鋼筋出現黏結滑移。

(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，出現捏攏現象，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滯回曲線出現明顯捏攏現象，曲線較為飽滿，構件進入彈塑性狀態，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的峰值和滯回曲線包裹面積較前次循環比都要減少，構件內部發生損傷累積，剛度逐漸退化，試件在達到極限承載力發生破壞后，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，相比于現澆結構SW1，其承載力均略高于現澆結構，極限位移均高于現澆結構，試件表現出抗震耗能性能和延性均優于現澆結構；試件PW2和PW4其抗震性能和延性均較差，低于現澆結構。PW2現澆段高度較高，使得其UHPC澆筑的節點區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，結構的承載能力較弱，延性較差，該節點連接形式表現出的抗震性能較差。

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的承載能力均優于現澆結構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，現澆段區域越高剛度越大，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延性均優于現澆試件，表現良好的抗震性能。

2.4 鋼筋應變

圖9為墻底20 mm處豎向鋼筋的應變，可以看出現澆試件SW1隨著荷載的增大，鋼筋達到屈服后鋼筋應力繼續增大，符合試件破壞形態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、發展，從而致使剛度下降。采用割線剛度研究試件剛度退化現象。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次循環下正、反向峰值點荷載值，+Xi、-Xi為第i次循環下正、反向峰值點的位移值。各預制構件與現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初始剛度接近現澆試件SW1的2倍，后期剛度退化顯著，主要是由于UHPC現澆段高，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澆試件接近，表現出良好的延性；試件PW4的初始剛度略高于現澆試件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澆試件SW1相當，在屈服后，等效黏滯阻尼系數高于現澆試件SW1，滯回環面積較大；試件PW2和PW4耗能性能低于現澆試件。說明采用10d搭接的UHPC鋼筋錯位連接節點耗能性能優于現澆結構，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，現澆試件SW1鋼筋出現脫粘發生嚴重的鼓曲，預制裝配試件PW1～PW3節點連接鋼筋未出現脫粘從UHPC中拔出現象，表明UHPC-鋼筋錯位連接滿足“強節點，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，較現澆試件SW1高5.1%和1.9%；試件PW2和PW4極限承載力較現澆試件低9.4%和24.5%，表明鋼筋搭接長度為10d，UHPC后澆段為20d，能有效的實現鋼筋的傳力。預制試件PW1～PW3和現澆試件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澆試件，后期剛度退化與現澆試件基本一致、延性和耗能與現澆試件相當，甚至優于現澆試件，可近似按照“等同現澆”剪力墻結構設計，具有良好的抗震性能。

(4) UHPC鋼筋非連續對接連接承載力、延性和耗能均較差，不建議在裝配式節點連接中使用。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。