螺栓連接疊合梁-預制剪力墻節點抗震性能試驗

夏康，胡翔，薛偉辰

(同濟大學 建筑工程系，上海 200092)

隨著我國建筑工業化發展的逐步深入，預制混凝土框架-剪力墻結構在高層建筑中的應用也越來越廣泛。現行國家標準GB/T 51231-2016《裝配式混凝土建筑技術標準》規定，高層建筑采用預制混凝土框架-剪力墻結構時，框架采用裝配整體式結構，而剪力墻仍需采用現澆結構[1]。工程實踐表明，預制混凝土框架-現澆剪力墻結構存在由現澆與預制交替施工引起的施工組織和管理復雜、效率較低等問題[2]。鑒于此，有必要開展全預制混凝土框架-剪力墻結構的研究[3-5]。全預制混凝土框架-剪力墻結構中，普遍存在著剪力墻平面內與框架柱通過框架梁連接的情況，這些框架梁在傳遞水平荷載的同時，也保證了框架和剪力墻之間的協調變形。可靠的預制混凝土梁-墻平面內連接節點則是框架和剪力墻之間協同工作的基礎。預制剪力墻與預制梁的連接多采用后澆整體式連接，后澆整體式連接方式生產成本較低，具有良好的整體性和抗震性能，但其現場濕作業量大，施工效率較低。螺栓連接構造與后澆整體式連接相比，螺栓連接操作簡便、安裝質量可控，可以提高施工效率，而螺栓連接疊合梁和預制剪力墻的研究尚為空白，其受力性能有待進一步研究[6-7]。針對預制混凝土梁-墻平面內節點的抗震性能，國內部分學者已開展了相關試驗研究。郭正興等[8]對0.2軸壓比下疊合梁-現澆剪力墻平面內節點開展了梁端低周反復荷載試驗研究。孟憲宏等[9]對0.2軸壓比下預制梁-現澆剪力墻平面內節點開展了梁端低周反復荷載試驗研究，并考慮了2種現澆剪力墻和預制梁的連接方式。關于預制混凝土梁-墻平面內節點研究仍存在以下問題：1)現有的預制混凝土梁-墻平面內節點試驗，剪力墻均為現澆剪力墻，未考慮預制剪力墻豎向連接構造對節點受力性能的影響；2)預制混凝土梁-墻平面內節點中剪力墻和預制梁連接為后澆整體式連接，拼裝過程復雜、施工效率較低；3)現有的預制混凝土梁-墻平面內節點試驗時的軸壓比較低(0.2)，未考慮高軸壓比下預制混凝土梁-墻平面內節點的受力性能；4)現有試驗的加載方式均為梁端加載，無法考慮P-Δ效應對節點受力的影響。目前，大多數技術標準和技術手冊[10-13]等，未給出關于預制混凝土梁-墻平面內節點連接構造的詳細規定。國家行業標準《裝配式混凝土結構技術規程》JGJ 1-2014給出了預制疊合連梁端部與預制剪力墻在平面內拼接時的構造要求[14]。

本文提出了一種螺栓連接疊合梁-預制剪力墻平面內節點，該節點的預制剪力墻豎向通過單排套筒灌漿連接，且預制剪力墻與疊合梁通過螺栓連接。通過2個螺栓連接疊合梁-預制剪力墻平面內節點和2個現澆對比節點在軸壓比0.2/0.5下的低周反復荷載試驗，對螺栓連接疊合梁-預制剪力墻平面內節點的抗震性能進行了研究。

1 梁-墻平面內節點試驗設計

1.1 試件設計

以一幢27層的框架—剪力墻結構為工程背景，設計了4個梁-墻平面內節點，包括2個現澆梁-墻平面內節點RCJ1/RCJ2和2個螺栓連接疊合梁-預制剪力墻平面內節點PCJ1/PCJ2。其中，預制節點PCJ1/PCJ2的預制剪力墻豎向采用單排套筒灌漿連接，預制剪力墻和預制梁通過螺栓連接器梁靴進行連接。試件RCJ1/PCJ1設計軸壓比為0.2，試件RCJ2/PCJ2設計軸壓比為0.5。

預制剪力墻中的錨筋和預制梁中的梁靴先通過螺栓連接，而后在連接區域灌漿，將預制剪力墻和預制梁連接成整體，如圖1所示。預制梁中預埋2個梁靴，每個梁靴上設有2根直徑16 mm的HRB500鋼筋與梁底縱筋(2C20+1C18)搭接，梁靴上搭接鋼筋的抗拉強度為梁底縱筋抗拉強度的1.14倍，以保證梁端荷載可有效傳遞至剪力墻中的錨筋。預制剪力墻中預埋2根直徑25 mm強度等級HRB500的錨筋，錨筋有效截面的抗拉強度與梁底縱筋抗拉強度相等，從而使得預制節點和現澆節點具有相等的梁端抗彎承載力。

圖1 螺栓連接示意Fig.1 Diagram of bolted connection

試件尺寸及配筋如圖2所示。梁、板、墻的鋼筋等級均為HRB400，鋼筋力學性能實測值如表1所示。梁、板、墻的現澆及預制混凝土強度等級均為C35，混凝土強度和彈性模量實測值如表2所示。套筒灌漿料以及預制剪力墻與預制梁連接區域的灌漿料均采用北京建茂灌漿料，強度可達85 MPa。

圖2 梁-墻節點Fig.2 Details of the beam-shear wall joints

表1 鋼筋力學性能Table 1 Strength of reinforcement

表2 混凝土力學性能Table 2 Strength of concrete

螺栓連接疊合梁-預制剪力墻平面內節點施工順序為：1)制作預制剪力墻、預制梁以及預制板，預制剪力墻中預埋錨筋，預制梁中預埋梁靴；2)預制梁架設支撐，將預制梁中預埋的梁靴與預制剪力墻中預埋的錨筋進行螺栓連接，預制梁與預制墻之間預留50 mm灌漿縫；3)灌漿縫用高強灌漿料填滿；4)將預制板按要求擱置在預制梁上15 mm；5)綁扎預制梁頂部縱筋以及樓板疊合層上部分布鋼筋，預制梁頂部縱筋通過螺栓錨頭進行錨固；6)支模；7)澆筑梁板疊合層的后澆混凝土；8)預制墻體吊裝就位與下部墻體對位拼接；9)預制剪力墻內套筒灌漿。

1.2 加載與測試內容

試驗的加載方式如圖3(a)所示，在墻頂施加恒定的豎向荷載之后，在剪力墻頂施加水平低周反復荷載，為了考慮P-Δ效應的影響，施加豎向荷載的液壓千斤頂對墻端水平位移進行全自動跟蹤。

圖3 梁-墻節點加載Fig.3 Loading diagram of the beam-shear wall joints

按照《建筑抗震試驗方法規程》(JGJ 101)中的規定，采用荷載—位移混合控制的加載制度，如圖4所示。具體加載程序如下：1) 試驗過程中保持剪力墻頂部豎向荷載不變，以水平荷載控制加載，直到梁端開裂；2) 開裂后，以層間相對位移kH/200(k=1，2，3，…，層間高度H=3 000 mm)分級加載，每級位移循環加載3次。荷載降至85%的峰值荷載或者試件發生嚴重破壞時，試件達到極限承載力狀態，結束加載。主要測試內容：1) 反復荷載下，剪力墻頂的水平荷載和水平位移；2) 剪力墻和梁關鍵截面鋼筋應變；3) 核心區箍筋應變；4) 預制板與現澆板的相對滑移以及預制板與預制梁的相對滑移。

圖4 試驗加載制度Fig.4 Loading system of the test

2 梁-墻平面內節點主要試驗結果

2.1 受力過程及破壞形態

4個試件均經歷了開裂、屈服、達到峰值荷載和試件破壞4個階段：

1) 開裂階段。對于節點RCJ1，相對側移角達到0.05%(1.5 mm)，水平荷載為17 kN時，梁底距梁墻交界面50 mm處出現第1條彎曲裂縫；對于節點PCJ1，相對側移角達到0.053%(1.6 mm)，水平荷載為20 kN時，梁墻交界面處出現第1條彎曲裂縫；對于節點RCJ2，相對側移角達到0.013%(0.4 mm)，水平荷載為20 kN時，梁底距梁墻交界面70 mm處，出現第1條彎曲裂縫；對于節點PCJ2，相對側移角達到0.003%(0.1 mm)，水平荷載為20 kN時，梁墻交界面處出現第1條彎曲裂縫。

2) 屈服階段。隨著墻頂水平位移的增加，梁上出現大量彎曲裂縫，剪力墻上節點核心區出現受拉裂縫。相對側移角達到0.70%(20.9 mm)、0.77%(23.0 mm)、0.51%(15.3 mm)、0.76%(22.8 mm)時，節點RCJ1、PCJ1、RCJ2、PCJ2正向發生屈服(根據能量法確定)，此時，各試件梁底的應變分別為2 546 με、2 041 με、2 634 με、2 031 με，梁頂的應變分別438 με、417 με、204 με、372 με。受梁靴的影響，預制試件梁底鋼筋應變測點距離梁端較遠，梁底鋼筋應變相對較小。受樓板的影響，混凝土受壓區高度較小，梁頂鋼筋可能出現受拉的情況。同軸壓比下，預制試件梁頂鋼筋應變與現澆試件的鋼筋應變相差不大。

3) 峰值階段。梁上裂縫不斷加寬、延伸，現澆節點梁底混凝土開始起皮并少量剝落，預制節點梁端出現灌漿料剝落。正向相對側移角達到1.5%(45 mm)、1.5%(46 mm)、0.5%(15 mm)、1.0%(30 mm)時，節點RCJ1、PCJ1、RCJ2、PCJ2正向承載力達到峰值，分別為106.5、133.1、123.5、155.3 kN。反向相對側移角達到1.0%(30 mm)、1.5%(45 mm)、1.0%(30 mm)、1.0%(29 mm)時，節點RCJ1、PCJ1、RCJ2、PCJ2反向承載力達到峰值，分別為162.0、143.2、162、168.3 kN，此時，梁底鋼筋應變分別為-2 359 με、-1 484 με、-1 327 με、-950 με。

4) 破壞階段。當荷載降低到峰值荷載85%時，試件發生破壞，此時節點RCJ1、PCJ1、RCJ2、PCJ2相對側移角分別為2.6%(76.6 mm)、2.6%(78.1 mm)、2.4%(73.4 mm)、1.2%(35.3 mm)。試件的破壞形態均為彎曲破壞，現澆節點梁底部混凝土剝落嚴重，縱筋壓曲，箍筋露出。低軸壓比下螺栓連接節點破壞時，接縫處高強灌漿料被壓碎，縱筋壓曲。而高軸壓比下螺栓連接節點破壞時，接縫處高強灌漿料被壓碎，底部預埋在剪力墻內的錨筋被拉斷，這是由于梁靴上4根直徑16 mmHRB500鋼筋抗拉強度大于剪力墻內預埋錨筋的抗拉強度。

整個受力過程中，0.2軸壓比下，節點RCJ1、PCJ1剪力墻豎向鋼筋最大拉應變分別為1 213 με、1 068 με；0.5軸壓比下，節點RCJ2、PCJ2剪力墻豎向鋼筋最大壓應變分別為1 220 με、1 043 με，說明剪力墻豎向鋼筋在試驗過程中未發生屈服，均處于彈性狀態；0.2軸壓比下，節點RCJ1、PCJ1核心區箍筋最大拉應變為1 652 με、1 646 με；0.5軸壓比下，節點RCJ2、PCJ2核心區箍筋最大拉應變為962 με、1 109 με，說明節點核心區箍筋未發生屈服，均處于彈性狀態。

2.2 滑移

預制板與現澆板間、預制板與預制梁間的相對滑移如圖6所示。從滑移曲線可以看出：1) 預制板與現澆板間、預制板與預制梁間的滑移隨著墻端側移的增大而增加；2) 試件發生屈服(根據能量法確定)時，PCJ1預制板與現澆板間正、反向的滑移分別為0.01 mm和0.02 mm；PCJ2正、反向的滑移分別為0.06 mm和0.02 mm；3) 試件發生屈服時，PCJ1預制梁與預制板間正、反向的滑移分別為0.07 mm和0.13 mm；PCJ2正、反向的滑移分別為0.23 mm和0.58 mm；4) 試件PCJ2預制板與現澆板間、預制板與預制梁間的滑移較大，這是因為剪力墻內錨筋被拉斷后，中間的預制板與現澆板和預制梁之間產生了錯動。

圖5 破壞形態Fig.5 Failure pattern

圖6 側移-滑移曲線Fig.6 Sideslip-slip curve

3 梁-墻平面內節點試驗結果分析

3.1 滯回曲線

4個試件的荷載-位移滯回曲線如圖7所示。由滯回曲線分析可知：1) 4個節點的滯回曲線均較為飽滿；2) 隨著墻頂水平位移的增加，滯回環所包圍的面積逐漸增大，耗能能力逐漸增加；3) 4個節點的滯回曲線呈現出捏攏現象，螺栓連接預制節點PCJ1/PCJ2滯回曲線捏攏現象較2個現澆節點明顯，這是由于加載過程中梁靴與灌漿料界面裂縫比現澆節點梁端裂縫更寬，梁靴與灌漿料之間粘結力的破壞更嚴重；4) 在試件達到峰值荷載前，PCJ1/PCJ2滯回曲線與現澆對比試件較為相似，試件達到峰值荷載后，PCJ1梁端灌漿料整塊剝落，PCJ2錨筋被拉斷，迅速喪失承載力，導致試件PCJ1/PCJ2滯回環數量少；5) 由于二階效應的影響，高軸壓比梁-墻節點試件RCJ2/PCJ2的滯回環比低軸壓比試件RCJ1/PCJ1滯回環飽滿。

圖7 各試件滯回曲線Fig.7 Hysteresis curves of specimens

3.2 骨架曲線

4個試件的骨架曲線如圖8所示，由圖可知：1) 4個試件在低周反復荷載作用下均經歷了開裂、屈服和破壞3個階段。開裂前，荷載和位移基本呈線性變化；開裂后，試件剛度未明顯降低；屈服后，隨著墻頂水平位移的繼續增加，試件剛度不斷降低直到破壞；2) 0.2軸壓比下，預制節點PCJ1正反向承載力分別為133.1、143.2 kN，現澆節點RCJ1正反向承載力分別為106.5、162 kN，預制節點與現澆節點正反向承載力分別相差25.0%、-11.6%。預制節點PCJ1正向承載力高有2個原因：預制梁中預埋的梁靴上的鋼筋抗拉強度比現澆梁縱筋抗拉強度高15%；此外，梁靴上受力鋼筋距離梁端180 mm，導致塑性鉸外移180 mm，而梁加載段總長1 600 mm，從而使得承載力提高11%。預制節點PCJ1反向承載力比現澆節點低是由于達到峰值荷載時，預制梁端灌漿料出現剝落導致的；3) 0.5軸壓比下，預制節點PCJ2正反向承載力分別為155.3、168.3 kN，現澆節點RCJ2正反向承載力分別為123.5、162.0 kN，預制節點與現澆節點正反向承載力分別相差25.7%、3.9%；4) 高軸壓比下節點的承載力比低軸壓比下節點的承載力高16.0%～16.7%。

圖8 各試件骨架曲線Fig.8 Skeleton curves of specimens

3.3 位移延性與變形能力

延性系數可以反映結構或構件變形能力，延性系數為：

μ=Δu/Δy

(1)

式中：Δu為極限位移；Δy為屈服位移，可以按能量法求出該值。

試件的變形特征值與延性系數見表3，從表中數據可以看出：1) 0.2軸壓比下，預制節點PCJ1正、反向的位移延性分別為3.4和2.6，現澆節點RCJ1正、反向的位移延性分別為3.7和4.2，預制節點的延性均值比相應現澆節點低25.0%。預制節點PCJ1正向延性與現澆節點RCJ1接近；PCJ1反向延性低于RCJ1，這是由于試驗過程中預制梁端灌漿料處于無約束狀態，易于脫落，截面承載力達到峰值后下降較快；2) 0.5軸壓比下，預制節點PCJ2正、反向的位移延性分別為1.5和2.2，現澆節點RCJ2正、反向的位移延性分別為4.8和2.6，預制節點的延性均值比相應現澆節點低48.6%。PCJ3試件反向延性與現澆試件接近；PCJ1正向延性低于RCJ1由于截面承載力達到峰值后，預埋在剪力墻中的錨筋被拉斷，承載力迅速下降。

表3 試件延性系數Table 3 Ductility coefficients of the specimens

3.4 剛度退化

用環線剛度Kj表示剛度退化為：

(2)

4個節點的剛度退化如圖9，從圖中可以看出：1) 預制節點與現澆節點的剛度退化規律基本一致，隨著墻頂水平位移的增加，節點的環線剛度逐漸降低；2) 試驗過程中，各試件剛度退化明顯。由于混凝土裂縫的產生和鋼筋的屈服，節點的剛度退化主要發生在開裂后至屈服前的階段；3) 預制節點與現澆節點剛度退化曲線接近。表明預制剪力墻和疊合梁通過螺栓連接對試件的剛度退化影響不大。預制節點PCJ2在墻頂位移達到30 mm時，錨筋被拉斷，剛度迅速下降。

圖9 各試件剛度退化曲線Fig.9 Stiffness degradation curves

3.5 恢復力模型

恢復力模型是指構件力與變形關系骨架曲線以及各變形階段滯回特征的數學模型。

基于試驗研究，通過對4個試件的特征荷載與變形的分析，得到了考慮剛度退化的墻頂水平荷載-位移四折線恢復力模型[15]，如圖10所示。4個節點的恢復力模型歸一化特征參數值如表4所示。

表4 節點恢復力模型歸一化特征參數Table 4 Normalized characteristic parameter for the restoring force model

圖10 恢復力模型Fig.10 Restoring force model

恢復力模型表現出的主要滯回特征為：1) 骨架曲線均簡化為四折線，其特征點為開裂點、屈服點、峰值點和極限點，正、反向均考慮下降段；2) 開裂前，近似按彈性考慮，正反向加載及卸載剛度取初始剛度K1；3) 在開裂點與屈服點之間，加載剛度取開裂剛度K2，卸載時考慮剛度退化和殘余變形的影響，卸載路線指向反向開裂點；4) 在屈服點與荷載峰值點之間，加載剛度取屈服后的剛度K3；5) 在荷載峰值點與極限點之間，加載剛度取負剛度K4；6) 卸載剛度為初始剛度K1按β折減，卸載后的反向再加載路線為從卸載零點指向反向定點M(或N)，然后沿著骨架曲線前進。

(3)

式中：Δm為已經歷過的最大位移值；γ根據試驗結果計算確定；Pu為85%的峰值荷載；Δu為Pu對應的位移值。

3.6 耗能

4個節點在各級位移下的累積耗能如圖11所示，由圖11可知：1) 開裂前，由于試件基本處于彈性階段，耗能較小；隨著墻頂側移的增大，耗能出現明顯增長；2) 相對側移角不超過1.5%(墻頂位移45 mm)時，螺栓連接的預制梁—墻平面內節點PCJ1/PCJ2耗能與現澆節點RCJ1/RCJ2相當；隨著墻頂位移增大，由于螺栓連接節點梁端灌漿料較早脫落，預制節點耗能PCJ1/PCJ2在同級位移下比現澆節點RCJ1/RCJ2低27.1%～28.7%；3) 高軸壓比的節點耗能高于低軸壓比節點，這是因為高軸壓比下的節點二階效應明顯，曲線更為飽滿，耗能能力更好。

圖11 試件的累積耗能Fig.11 Accumulative energy dissipation

3.7 設計建議

從試驗結果分析可以看出，預制節點PCJ1/PCJ2的位移延性和耗能能力等抗震性能比現澆節點RCJ1/RCJ2略差，主要有2個原因：1)預制節點PCJ1/PCJ2達到峰值荷載之后，梁端灌漿料整塊剝落，梁端截面被削弱，承載力下降較快；2)預制節點PCJ2正向承載力達到峰值時，預埋在預制剪力墻內的錨筋被拉斷，節點正向承載力迅速下降。

在試件設計時，為了保證預制節點與現澆節點梁端抗彎承載力相等，預制剪力墻內的錨筋有效截面的抗拉強度與梁底縱筋抗拉強度相等。為了保證梁端荷載可有效傳遞至剪力墻中的錨筋，梁靴上搭接鋼筋的抗拉強度為梁底縱筋抗拉強度的1.14倍。因此，梁靴上搭接鋼筋的抗拉強度是剪力墻內錨筋有效截面的抗拉強度的1.14倍，從而導致了剪力墻內預埋的錨筋被拉斷。

為改善螺栓連接疊合梁-預制剪力墻平面內節點抗震性能，使其能夠應用于實際工程，本文提出了以下2點設計建議：1) 預制剪力墻與預制梁連接處使用高強纖維灌漿料，可以延緩梁端灌漿料剝落，且不易發生整塊灌漿料剝落的現象；2) 預制剪力墻內錨筋有效截面抗拉強度與梁底縱筋抗拉強度的關系為：

fM=αfL

(4)

式中：fM為剪力墻內預埋錨筋有效截面抗拉強度；fL為梁底縱筋抗拉強度；抗震等級為一級時，α取1.3，抗震等級為二級時，α取1.2，抗震等級為三、四級時，α取1.1。

此外，梁靴搭接鋼筋的抗拉強度不應小于錨筋有效截面的抗拉強度。

4 結論

1)所有試件的破壞形態均為梁端受彎破壞，現澆試件的梁底混凝土壓碎剝落，梁端鋼筋在循環荷載下發生受拉、受壓屈服；預制節點PCJ1/PCJ2梁端灌漿料被壓碎，預制節點PCJ2錨筋被拉斷。預制板與現澆板間、預制板與現澆梁間的相對滑移較小，表明預制試件具有良好的整體性。

2)現澆節點RCJ1/RCJ2的滯回曲線比預制節點PCJ1/PCJ2更飽滿。預制節點的承載力不低于現澆節點。預制節點的位移延性低于現澆節點。

3)所有試件的剛度退化規律基本一致。相對側移角不超1.5%時，預制節點PCJ1/PCJ2耗能與現澆節點RCJ1/RCJ2相當。

4)基于試驗結果，得到了四折線恢復力模型。4個梁-墻平面內節點均滿足“強墻弱梁”抗震設計要求，螺栓連接疊合梁-預制剪力墻平面內節點具有良好的抗震性能。