UHPC-钢筋错位连接的预制剪力墙带板结构抗震性能试验研究

李新星，周 泉，李水生

(1.中国建筑第五工程局有限公司，长沙 410001；2.湖南中建五局绿色市政工程研究中心有限公司，长沙 410001)

装配式建筑构件采用工厂化预制生产，现场吊装拼接，是一种绿色环保的建造方式，符合建筑工业化的发展趋势。剪力墙结构体系在水平荷?载作用下侧向变形小，整体性好，在高层结构中应用较多。而装配式剪力墙节点的连接方式是保证结构传力和良好的抗震性能的关键[1]。连接形式可分为湿式连接和干式连接，湿式连接包括套筒灌浆连接，预留孔浆锚连接和后浇带连接；干式连接包括螺栓连接和后张拉预应力连接等[2-3]。国内外学者针对剪力墙连接节点的平面内抗震性能做了大量研究，钱稼茹等[4-5]对竖向钢筋不同连接形式的剪力墙进行了拟静力试验，结果表明：采用套灌浆连接的试件与现浇试件的破坏形式和耗能能力相当；焦安亮等[6]研究了不同参数下的环筋扣合锚接连接预制剪力墙的抗震性能，试验表明：预制剪力墙试件与现浇试件的破坏模式均为压弯破坏。箍筋加密预制剪力墙试件的极限位移角在1/82～1/50之间；余志武等[7]针对U型套箍连接的剪力墙开展了试验研究，结果表明该连接形式的剪力墙具有与现浇结构相当的承载力及抗震性能。对于装配式剪力墙水平接缝的连接形式，通过相应构造措施可满足抗震性能要求[8-9]。郑七振等的研究表明：UHPC连接的装配式框架结构[10]和剪力墙结构[11]抗震性能基本等同甚至优于现浇结构。此外，针对装配式剪力墙结构平面外的受力性能，研究成果亦有相关报道[12-13]，但并不多见。

上述研究中，虽然剪力墙连接节点的力学性能基本达到现浇结构，但是连接形式较为复杂，精度要求高，施工难度较大。而对于UHPC连接的装配式结构，节点钢筋需要弯折避让，且对于平面外的受力性能尚缺乏研究。在总结已有研究成果的基础上，本文提出一种基于UHPC-钢筋错位连接形式，通过对5片剪力墙进行平面外低周反复加载试验，验证该连接形式的可靠性。

1 试验概况

1.1 试验设计

UHPC-钢筋错位连接形式为：上部和下部预制剪力墙的纵向钢筋伸出长度为la，上下预制墙体外边线对齐，伸出钢筋交错布置，使其不接触搭接，搭接长度为lae，钢筋错位连接区域采用UHPC浇筑；在楼面层，预制板的钢筋外伸长度为lp，预制板钢筋伸入预制墙体的锚固长度为lpe，在墙板节点连接区域采用UHPC浇筑连接(图1)。

试验共制作5个试件，包括4片预制装配式剪力墙，1片现浇剪力墙，其中现浇试件编号为SW1，下部剪力墙与楼板整体现浇，剪力墙钢筋伸出钢筋，上部剪力墙与下部剪力墙钢筋采用绑扎搭接长度为60d，墙体试件高度为2 600 mm，宽度为1 300 mm，墙厚为200 mm，板厚为130 mm，板扎搭接长度为480 mm，基础梁截面尺寸为500 mm×400 mm，两边各挑出墙体300 mm，现浇试件混凝土强度等级为C30，钢筋为HRB400钢；预制装配式试件预制部分混凝土强度等级为C30，连接段UHPC强度等级为U120 MPa，钢筋型号为HRB400，试件尺寸同现浇试件。各试件工况如表1所示。

(a) 正立面

表1 试件参数Tab.1 Test piece parameters

预制剪力墙编号为PW1的试件，基础梁纵向钢筋伸出，与下部预制墙体伸出的钢筋采用UHPC错位连接，搭接长度为10d(d为钢筋直径)，上部预制墙体伸出的钢筋与下部预制墙体钢筋错位，错位搭接的长度为10d，预制板的钢筋伸入剪力墙节节点，伸入钢筋长度为150 mm，墙板节点采用UHPC浇筑，UHPC后浇段高度为160 mm，剪力墙纵向钢筋和板的钢筋直径为8 mm；编号为PW2的试件，连接形式同试件PW1，钢筋搭接长度为10d，后浇段高度为400 mm；编号为PW3试件，连接形式同试件PW1，钢筋错位搭接长度10d，后浇段高度为160 mm，剪力墙纵向钢筋直径为10 mm；编号为PW4试件，节点连接形式为钢筋非连续对接连接，锚固长度为7d，后浇段高度为160 mm，剪力墙纵向钢筋直径为8 mm。试件的尺寸及配筋图如图2所示。

1.2 试件制作及材性试验

装配式预制墙体制作及错位连接的浇筑制作工序如下：组装地梁模具，绑扎钢筋笼，预留特定长度的外伸钢筋，粘贴应变片并编号最后浇筑地梁(图3(a))；预制墙体部分为两部分，包括上部预制墙体与加载梁一体成型和下部预制墙体，组装预制墙体模具，绑扎钢筋笼，预制墙体的纵向钢筋预留特定的长度，粘贴应变片并编号，预制墙体采用平放式浇筑，边浇筑边采用振动棒振捣防止蜂窝麻面(图3(b))；预制墙体养护至可吊装的强度后进行吊装拼接，先吊装下部预制墙体，采用铅锤悬吊法和水平靠尺，保证墙体面内外的垂直和水平，采用钢管脚手架固定下部墙体(图3(c))，保证连接钢筋的搭接长度和后浇带高度，UHPC连接段支模并固定。采用同样的方法吊装上部剪力墙并固定，最后吊装预制板，在墙板节点区域支模；将试件平躺放置，连接节点处三边支模固定好，搅拌并将UHPC浇筑于钢筋错位连接段(图3(d))，边浇筑边采用振动棒进行振捣，保证浇筑密实，减少表面的气泡孔。待UHPC强度达到拆模强度后进行拆模，养护。

(a) SW1

(a) 地梁浇筑

预制墙体浇筑时，预留2组150 mm×150 mm×150 mm的立方体抗压试块，UHPC连接段浇筑时预留同样组数100 mm×100 mm×100 mm的立方体抗压试块，试块与试件同条件养护至28 d。剪力墙所用的钢筋按照不同的规格型号预留3组试样用于测量钢筋的屈服强度和极限抗拉强度。其中UHPC配合比见表2。

混凝土抗压强度测试和钢筋抗拉强度测试按照相应的规范操作，混凝土与钢筋的实测强度见表3和表4。

1.3 加载方案及测量内容

加载梁预留螺栓孔，通过对拉螺栓和锚固钢板夹住加载梁，锚固钢板连接工字钢锚固于反力架上。地梁通过地锚螺栓锚固于地脚螺栓孔内，试验保证试件上下端处于固结。预制板通过螺栓和锚固钢板连接在MTS作动器上，MTS另一端固定于反力架上，试验通过对板施加水平低周反复荷载，试验加载示意图如图4所示。

表3 混凝土实测材料性能指标Tab.3 Measured material performance indexes of concrete

表4 钢筋实测材料性能指标Tab.4 Measured material performance indexes of reinforcement

图4 加载示意图Fig.4 Loading diagram

加载规定拉向为正，推向为负。低周反复加载试验过程中，采用位移控制的方式实现荷载的加载。在加载的第一个阶段，每个侧移率θ循环一次，且侧移率θ按0.25%递增，当侧移率θ≥1%时，每次加载循环三次，其侧移率递增依次为θ=0.25%、0.5%、0.75%、1%、1.5%、2%、2.5%、3%、4%、5%、6%……加载制度如图5所示，当试件承载力下降到极限承载力的80%时，终止试验。其中侧移率θ的表达式为

(1)

式中:Δ为加载的水平位移;H为剪力墙高度。

测试内容包括水平荷载，各测点的位移和钢筋的应变。各试件位移计布置相同，以PW1为例，墙体的加载梁，作动器加载端和墙身底部分别布置位移计，用于测量墙体的位移，地梁上部和端部分别布置2个位移计用于测量地梁的转动和抬升，如图6(a)所示。各试件钢筋的应变，以预制装配试件PW1为例，试件PW1在纵筋距离地梁表面20 mm、80 mm、1 300 mm和1 400 mm的位置布置应变片，示意图见图6(b)。

图5 加载制度Fig.5 Loading system

(a) 位移计布置图

2 试验结果与分析

2.1 试验过程及破坏形态

试件SW1，在侧移率为0.5%时，极限承载力为55.6 kN，楼面与墙体接触部位开始出现一条大主裂缝，且扩展较为迅速，是一条贯通裂缝。在侧移率为0.75%时，出现三条裂缝，并不断发展。楼板与墙体结合面处裂缝扩展最为迅速，且属于贯通裂缝，裂缝宽度1 cm左右。楼板下50 cm处出现裂缝。墙体与地梁接触面同样出现轻微裂缝。在侧移率为1.0%时，墙体角部开始出现保护层剥落，纵向钢筋和楼板端部钢筋裸露出来。在侧移率为2.5%时，搭接部位钢筋多数出现不同层次的脱粘，伴随着大面积的混凝土剥落，钢筋屈服，早期裂缝不断发展，楼板与墙体结合处裂缝是导致墙体破坏的主要原因。在侧移率为2.0%时，出现最大承载力115.8 kN。当侧移率加载至4%时，该墙体承载力为85.8 kN，已下降至极限承载力的80%，停止加载。楼面板处钢筋均未拉断，而是脱粘被拉出。现浇楼板处出现明显的挤压破坏，墙体与地梁接触区保护层存在一定程度上剥落，如图7(a)所示。

试件PW1当侧移率为0.5%时，开始出现第一条裂缝，裂缝出现的位置是楼面板与墙体结合面，侧移率由0.5%提升至0.75%出现多处裂缝。当侧移率为0.75%时，部分钢筋出现屈服，在侧移率为1.0%时，钢筋出现明显的屈服，此时峰值力为96.4 kN，侧移率为1.50%时混凝土开始出现剥落，结合面处钢筋未拔出，UHPC对钢筋的黏结性能发挥出效果。墙体与地梁结合处裂缝数量远少于楼面与墙体结合处，当侧移率为2.50%时，极限位移为32.50 mm，极限荷载为119.4 kN。保护层出现大面积剥落，墙体底部与地梁结合面处破坏较轻微，虽有裂缝，但无保护层的剥落和钢筋的脱粘，如图7(b)所示。侧移率为5%时，极限承载力下降至80%，停止加载。

试件PW2当侧移率1%时，墙体中部和墙体底部UHPC和普通混凝土接缝处已开裂，当侧移率2%，墙体边缘UHPC和普通混凝土接缝处普通混凝土破坏，且楼板处UHPC和普通混凝土接缝已发现开裂。侧移率2.5%，楼板高度处UHPC和普通混凝土接缝上侧普通混凝土开裂。侧移率3%，墙体中部UHPC和普通混凝土接缝处上下已有较多混凝土掉落，钢筋已明显屈曲，当侧移率达到5%时，承载力下降到约极限承载力80%时，认为墙体破坏失效，将墙体复位。墙体中部较多混凝土已掉落，墙体主要裂缝仍为UHPC和普通混凝土接缝处裂缝，裂缝较宽，钢筋拉断，如图7(c)所示。

试件PW3当侧移率1%时，墙体中部和墙体底部UHPC和普通混凝土接缝处已开裂，侧移率为3%时，墙体中部混凝土出现掉落。侧移率在4%钢筋明显屈曲。侧移率5%，墙体中部混凝土破坏明显。侧移率6%受拉侧钢筋明显屈曲，且被拉断，UHPC和普通混凝土接缝处裂缝非常宽。墙体破坏较为明显，此时锚固钢筋在普通混凝土区域断裂，UHPC与钢筋节点连接区域未脱粘，如图7(d)所示。

试件PW4当侧移率1%时，墙体中部和墙体底部UHPC和普通混凝土接缝处开裂，当侧移率为+1.0%时，钢筋出现明显的屈服，此时峰值力为86.4 kN，裂缝不断扩展，预制墙体和UHPC现浇结合面的位置出现较大裂缝，侧移率为3%时，预制墙体与UHPC接缝处的贯穿裂缝继续扩张，裂缝宽度达到15 mm，侧移率为4%时，墙中部混凝土已出现掉落，钢筋与UHPC已经脱粘，结构破坏丧失承载力，如图7(e)所示。

试件SW1、PW1、PW2、PW3和PW4破坏形态相似，均为节点处出现横向贯穿裂缝混凝土剥落，表现为平面外压弯破坏。主要区别在于，现浇试件SW1墙板连接处纵筋出现鼓曲变形，钢筋与混凝土脱粘；试件PW1～PW3节点错位连接钢筋未出现脱粘从UHPC拔出，内部纵向钢筋在试件达到破坏后未达到屈服，后浇段界面边缘处预制墙体混凝土出现压碎，钢筋屈服后被拉断；试件PW4节点界面处裂缝发展较大，部分钢筋出现黏结滑移破坏导致结构失去承载力。主要原因在于，错位连接钢筋在搭接区域，钢筋的传力是通过钢筋与UHPC黏结应力传递给相邻钢筋。而非连续对接连接钢筋没有搭接重叠区域，上下纵筋之间靠UHPC受拉传力，使得节点部分钢筋出现黏结滑移。

(a) SW1

2.2 滞回曲线和骨架曲线

滞回曲线是结构抗震性能的重要表征，通过低周反复加载试验，得到剪力墙结构平面外抗震性能的滞回曲线如图8所示。

现浇剪力墙试件SW1滞回曲线如图8(a)所示，曲线呈梭形，较饱满，出现捏拢现象，有部分耗能能力，峰值力约为122.45 kN，负向峰值力约为-114.84 kN，峰值位移约为52.51 mm，负向峰值位移约为-52.57 mm；试件PW1滞回曲线如图8(b)所示，预制搭接剪力墙试验曲线呈梭形饱满，耗能能力较好，峰值力约为125.24 kN，负向峰值力约为-124.16 kN，峰值位移约为65.6 mm，负向峰值位移约为-65.53 mm；试件PW2滞回曲线如图8(c)所示，滞回曲线较为饱满，捏拢现象不明显，当试件加载过程中到达峰值荷载后，结构承载力退化较快，耗能能力较弱，峰值力约为115.14 kN，负向峰值力约为-99.72 kN，峰值位移约为32.58 mm，负向峰值位移约为-39.42 mm；试件PW3滞回曲线如图8(d)所示，滞回曲线呈梭形较为饱满，耗能能力较好，峰值力约115.17 kN，负向峰值力约为-126.8 kN，峰值位移约为45.98 mm，负向峰值位移约为-52.6 mm；试件PW4滞回曲线如图8(e)所示，滞回曲线呈“弓”型不够饱满，耗能能力较差，峰值力约87.49 kN，负向峰值力约为-91.61 kN，峰值位移约为25.6 mm，负向峰值位移约为-27.1 mm。试件SW1、PW1和PW3滞回曲线出现明显捏拢现象，曲线较为饱满，构件进入弹塑性状态，耗能能力提高.随着荷载往复次数增加，同级荷载后一次循环的峰值和滞回曲线包裹面积较前次循环比都要减少，构件内部发生损伤累积，刚度逐渐退化，试件在达到极限承载力发生破坏后，仍有一定承载能力和耗能能力，延性良好。

(a) SW1

5个试件的骨架曲线见图8(f)，可以看出：各试件骨架曲线在弹性阶段基本重合，屈服后有所差别，试件PW1和PW3均为UHPC-钢筋错位连接，相比于现浇结构SW1，其承载力均略高于现浇结构，极限位移均高于现浇结构，试件表现出抗震耗能性能和延性均优于现浇结构；试件PW2和PW4其抗震性能和延性均较差，低于现浇结构。PW2现浇段高度较高，使得其UHPC浇筑的节点区域的刚度明显高于上下预制部分，结构整体的耗能能力和延性均降低。PW4采用非接触对接锚固连接，钢筋锚固长度较短，且非连续，结构的承载能力较弱，延性较差，该节点连接形式表现出的抗震性能较差。

2.3 承载力及延性

定义位移延性系数μ为荷载下降到0.8Fmax时所对应的位移与屈服位移的比值,即μ=Δu/Δy。层间位移角定义为ξ=Δ/H，其中Δ为墙体加载端的水平位移，H为墙体的有效高度。将试件的开裂荷载Fcr、屈服荷载Fy、峰值荷载Fmax和极限荷载Fu及其对应位移Δcr、Δy、Δmax、Δu、层间位移角和延性系数列于表5中。

由表5可以看出，峰值荷载从大到小依次为PW1、PW3、SW1、PW2、PW4，采用UHPC钢筋错位10 d连接的试件PW1和PW3的承载能力均优于现浇结构SW1，峰值荷载分别提高了5.1%和1.9%。

位移延性系数从大到小依次为试件PW3、PW1、SW1、PW2、PW4，可见，现浇段区域越高刚度越大，对钢筋配筋率相同的情况下，对比PW1和PW3采用大直径的纵向钢筋的剪力墙其延性系数有一定的提升。采用UHPC钢筋错位连接的试件PW3和PW1延性均优于现浇试件，表现良好的抗震性能。

2.4 钢筋应变

图9为墙底20 mm处竖向钢筋的应变，可以看出现浇试件SW1随着荷载的增大，钢筋达到屈服后钢筋应力继续增大，符合试件破坏形态底部混凝土试件底部混凝土首先开裂破坏；预制试件PW1～PW4墙底20 mm处，随着荷载的增加，钢筋达到屈服，但是最大的应力明显小于现浇试件，这是因为UHPC承载了较大部分的剪切和弯拉应力，内部的钢筋应力较小。

2.5 刚度退化

低周反复加载试验中，构件损伤随着加载周次增加而逐渐积累、发展，从而致使刚度下降。采用割线刚度研究试件刚度退化现象。割线刚度计算式如下所示

(2)

表5 试件不同受力阶段特征点及延性系数Tab.5 Characteristic points and ductility coefficient of specimen at different stress stages

(a) SW1距地梁20 mm处

式中:+Fi、-Fi为第i次循环下正、反向峰值点荷载值，+Xi、-Xi为第i次循环下正、反向峰值点的位移值。各预制构件与现浇构件的割线刚度对比如图12所示。

从图12可以看出，试件PW1初试刚度略高于现浇试件SW1，加载前期刚度退化较为显著，后期则逐渐趋于平缓；PW2初始刚度接近现浇试件SW1的2倍，后期刚度退化显著，主要是由于UHPC现浇段高，混凝土刚度较大，随着荷载的增加，刚度退化明显，试件的延性和耗能能力一般；PW3初始刚度接近现浇试件SW1的2倍，加载前期刚度退化较为显著，后期则逐渐趋于平缓，最终的刚度退化与现浇试件接近，表现出良好的延性；试件PW4的初始刚度略高于现浇试件SW1，后期刚度退化显著，试件的延性较差，主要是因为采用非接触对接锚固连接形式，结构出现了黏结滑移破坏，整体刚度退化明显。

(a) PW1距地梁80 mm处

(a) SW1距地梁1 200 mm处

2.6 耗 能

试件的耗能能力是指在模拟地震力作用的低周反复荷载作用下，试件吸收能量的大小。采用等效黏滞阻尼系数he来分析试件的耗能能力，等效黏滞阻尼系数反映了试件滞回环的饱满程度，其计算方法参考文献[14]。

从图13等效黏滞阻尼系数对比可以看出，各试件的效黏滞阻尼系数整体上呈现先上升后下降的趋势，试件PW1和PW3在弹性阶段耗能能力与现浇试件SW1相当，在屈服后，等效黏滞阻尼系数高于现浇试件SW1，滞回环面积较大；试件PW2和PW4耗能性能低于现浇试件。说明采用10d搭接的UHPC钢筋错位连接节点耗能性能优于现浇结构，而较大刚度的后浇段越高对结构的耗能性能起降低作用。

图13 试件等效黏滞阻尼系数Fig.13 Equivalent viscous damping coefficient of test specimens

3 结 论

通过对5片剪力墙进行低周反复加载试验，得到如下结论：

(1) 试件的破坏形式均为面外压弯破坏，现浇试件SW1钢筋出现脱粘发生严重的鼓曲，预制装配试件PW1～PW3节点连接钢筋未出现脱粘从UHPC中拔出现象，表明UHPC-钢筋错位连接满足“强节点，弱构件”的设计要求。

(2) 试件PW1和PW3的极限承载力为124.7 kN和120.9 kN，较现浇试件SW1高5.1%和1.9%；试件PW2和PW4极限承载力较现浇试件低9.4%和24.5%，表明钢筋搭接长度为10d，UHPC后浇段为20d，能有效的实现钢筋的传力。预制试件PW1～PW3和现浇试件SW1层间位移角均在1/80～1/50之间，满足剪力墙结构罕遇地震作用下的层间位移角限值要求。

(3) UHPC钢筋错位连接剪力墙的初试刚度高于现浇试件，后期刚度退化与现浇试件基本一致、延性和耗能与现浇试件相当，甚至优于现浇试件，可近似按照“等同现浇”剪力墙结构设计，具有良好的抗震性能。

(4) UHPC钢筋非连续对接连接承载力、延性和耗能均较差，不建议在装配式节点连接中使用。错位连接钢筋搭接长度满足要求时，增大UHPC后浇段高度提高了结构的整体刚度，降低了结构的延性和耗能性能，抗震性能从而降低。