将钢筋金属波纹管浆锚连接技术应用于预制剪力墙竖向钢筋连接技术，实现预制剪力墙竖向钢筋逐根连接，其连接构造见图2-1（b），在预制剪力墙构件中的实际应用照片见图3-4。根据2.2节研究结果，金属波纹管浆锚连接可保证钢筋有效搭接传力，但由于其偏心传力影响，其接头端部混凝土不可避免地会过早崩裂或剥落，该特性对剪力墙关键受力部位——边缘构件有较大影响。因此，在预制剪力墙所有竖向钢筋均采用金属波纹管浆锚连接技术的基础上，课题组重点针对边缘构件竖向钢筋连接方式进行系列的改进或创新。

图3-4　金属波纹管浆锚连接预制剪力墙应用照片

1）全金属波纹管浆锚连接预制剪力墙连接节点抗震性能研究

（1）试件设计

试验共制作3个1∶1足尺比例试件，其中，1个为现浇剪力墙对比试件，1个为全金属波纹管浆锚连接预制剪力墙外墙试件（以下简称浆锚外墙），1个为全金属波纹管浆锚连接预制剪力墙内墙试件（以下简称浆锚内墙）。浆锚外墙与浆锚内墙的区别为：①节点位置不同。浆锚外墙节点位置位于楼板面（试件底座顶面）往上600 mm处，而浆锚内墙节点位置位于楼板面，如前所述，若实际工程中这样处理，可使结构剪力墙水平节点相互错开，避免潜在薄弱部位的形成，且600 mm高度是一个经验性的便于工人现场安装、施工的高度。②节点拼缝构造措施不同。浆锚外墙节点处采用了“外低内高”的Z形拼缝[图2-1（b）]，有利于提高拼缝处的防渗漏能力，但制作与安装均较为麻烦，而浆锚内墙由于对其防渗要求相对较低，采用了易于预制和施工的平缝。

所有试件均为一字形剪力墙，试件尺寸相同，均为200 mm（厚度）×1 700 mm（长度）×2 800 mm（高度），约束边缘构件采用暗柱形式，长度为400 mm。试件均采用C30混凝土制作，混凝土保护层厚度控制在25 mm左右。试件墙肢竖向钢筋与水平分布钢筋均采用HRB400钢筋，边缘构件箍筋则采用HPB235钢筋[试验开展时仍然沿用《混凝土结构设计规范》（GB 50010—2002），HPB235钢筋仍然允许使用]，并保证竖向钢筋配筋率、水平钢筋配筋率及约束边缘构件设计等均保持一致。其中，约束边缘构件配置6C14竖向钢筋、A8@200箍筋；中部竖向分布钢筋为8C12，水平钢筋为C10@200。采用A40金属波纹管、BY（S）-40高强、无收缩灌浆料。同时，为了满足加载要求，剪力墙试件顶部设置加载梁，下端设置锚固底座。

为方便描述，对现浇试件、浆锚外墙、浆锚内墙试件分别编号为XJ、JW、JN。试件配筋详图见图3-5。

图3-5　全浆锚剪力墙抗震性能试验试件设计详图

混凝土立方体试块实测抗压强度，XJ试件为35.7 MPa，JW、JN试件均为35.4 MPa；灌浆料实测强度72 MPa；钢筋实测材料特性见表3-1。

表3-1　钢筋实测材料特性表

（2）试验加载方案

采用拟静力试验方法，即通过MTS在试件加载梁中心低周反复水平荷载。加载采用力和位移双控制度，即试件屈服前按力控制加载，荷载增量在150 kN前控制为50 kN，150 kN后控制为20 kN，每级荷载循环1次；试件屈服后按位移控制加载，位移增量控制为屈服位移，每级位移循环3次，直至试件破坏或变形过大不适于继续加载，试验终止。

试验在东南大学四牌楼校区结构试验室进行，水平加载设备为1 000 kN液压伺服控制系统（MTS）。试验时，通过地脚螺杆穿过预留锚固孔将试件锚固于地面上，并在水平方向设置钢梁夹紧试件底座，以防止试验试件沿加载方向出现水平滑移。轴压采用张拉预应力钢绞线方式施加，轴压比控制为0.10，采用2台60 t穿心式千斤顶，每台千斤顶配置4根A15.2 1860级预应力钢绞线，千斤顶置于试件顶部加载分配钢梁上，钢绞线下端锚固在型钢焊接马凳上。试验规定MTS外推时为正，内拉时为负。试验加载简图及照片见图3-6。

图3-6　全浆锚剪力墙抗震性能试验加载装置

（3）试验现象与破坏形态

各试件破坏过程相近，均经历了开裂、屈服及破坏阶段，试验过程详述如下：

XJ试件：加载初期，试件基本上处于弹性状态，加、卸载后残余变形很小。荷载为210 kN时，墙体受拉侧距墙底250～440 mm位置出现水平裂缝，进入开裂阶段，水平推力为350 kN左右时，墙体右侧出现裂缝；随着荷载等级提高，水平弯曲裂缝转变为弯剪斜裂缝，并向对角延伸，400 kN时出现左右侧裂缝贯通现象，钢筋屈服，试件进入屈服阶段，屈服位移为15 mm；位移控制加载阶段，直至45 mm位移几乎不出现新裂缝，表明此时剪力墙端部塑性铰完全形成，水平力达到最大值601 kN；至60 mm位移等级阶段，墙体根部钢筋裸露，混凝土压碎，承载力下降至极限承载力85%以下，试件破坏。

JW试件：加载初期，试件处于未开裂弹性阶段，加、卸载位移曲线基本重合；荷载至170 kN时，水平拼缝处出现裂缝；随着水平力的增加，拼缝处裂缝不断延伸，逐渐形成水平通缝，并且预制墙板开始出现水平裂缝；当荷载达到350 kN级时，边缘构件拼缝处竖直分布钢筋屈服，试件进入屈服阶段，屈服位移为13 mm，试验转为位移控制阶段；水平位移至-52　mm时，水平力达到最大值-613 kN，对52 mm级水平位移施加第二次循环时，水平缝两端混凝土压溃，出现大面积剥落，钢筋裸露，为保证试验安全，试验终止。

JN试件：加载初期，试件基本上处于弹性状态，加、卸载后残余变形很小；荷载至210 kN时，水平拼缝处出现裂缝；随着水平力的增加，裂缝不断延伸，至-290 kN时水平拼缝处裂缝贯通，且预制墙体出现水平裂缝，荷载继续增加，裂缝向对角线延伸；当荷载达到-330 kN级时，边缘构件拼缝处竖直分布钢筋屈服，试件进入屈服阶段，屈服位移为14 mm，试验转为位移控制阶段；水平位移达到-42　mm时，水平荷载达到极限值-581 kN，之后，随着位移的增加，荷载开始减少，水平位移达到56 mm时，水平缝两端混凝土压溃，出现大面积剥落，钢筋裸露，为保证试验安全，试验终止。

对于破坏形态，XJ试件与JN试件相似，而JW试件则有明显不同，各试件最终破坏照片见图3-7。从图中可以看出，XJ、JN试件均为弯剪破坏形态，其塑性铰靠近墙体根部，因此，破坏集中在墙体根部节点拼缝截面处，而JW试件则明显不同，其破坏范围上移，主要集中在节点拼缝处，且下部墙体呈现压剪破坏，且破坏较为严重，而上部墙体则表现为弯剪破坏，且破坏程度轻微。分析认为，节点位置的改变对试件受力有明显影响，对于JW试件，节点上移造成节点处截面成为新的薄弱部位，不仅使破坏集中于该部位，而且改变了下部墙体的受力状态，即由弯剪变为压剪；同时，通过XJ与JN试件对比可以发现，未改变试件受力状态的前提下，节点的存在对试件破坏形态无明显影响。

图3-7　全浆锚剪力墙抗震性能试验试件破坏形态

（4）滞回曲线与骨架曲线

图3-8　全浆锚剪力墙抗震性能试验试件滞回曲线与骨架曲线

试验中各试件的滞回曲线与骨架曲线见图3-8，从图中可以看出，对于滞回曲线，XJ试件与JW、JN试件滞回环形状近似，均呈反S形，虽然带一定的捏缩效应，但滞回环仍然比较饱满；对于骨架曲线，各模型曲线走势基本一致，表现出相近的发展规律，且各曲线均无明显下降段，试验均由于试验位移过大而不适于继续加载而终止，说明试件仍然有一定的安全储备。

（5）承载能力

各试件的开裂荷载、屈服荷载及峰值荷载见表3-2。从表中可以看出，对于开裂荷载，JN试件可以达到与XJ试件相同，而JW试件则相对较低，且较XJ试件降低19%，分析认为，由于采用了Z形拼缝，企口的预制质量及坐浆层的施工质量均在一定程度上受到影响，从而直接导致了JW试件开裂荷载的明显降低；对于屈服荷载，JW、JN试件均小于XJ试件，分别降低12.5%、17.5%，分析认为，由于节点拼缝处混凝土的不连续，使得混凝土抗拉能力不能利用，使得JW、JN试件竖向钢筋更早屈服，从而降低了其屈服荷载，另外，由于JW试件节点拼缝上移，避开了弯矩最大截面，能在一定程度上延缓钢筋屈服，使得其屈服荷载较JN试件有所提高；对于峰值荷载，三个试件表现基本相当，与XJ试件相比，JW试件提高2%，JN试件则降低3.3%，从侧面说明金属波纹管浆锚连接可保证钢筋充分传力，从而保证试件承载能力。

表3-2　全浆锚剪力墙抗震性能试验试件强度数据表2

注：1.屈服荷载以试件首根竖向钢筋受拉屈服为标志；
2
.各级荷载数值均取正向加载时的荷载值。

（6）刚度特性

采用割线刚度表征试件在各个加载阶段的刚度特性，一般可取各个加载循环正、反向峰值点荷载绝对值之和与位移绝对值之和的比值。

图3-9　全浆锚剪力墙抗震性能试验试件的刚度退化曲线

各试件在加载过程中割线刚度的变化，即刚度退化曲线，见图3-9。从图中可以看出，屈服前，由于拼缝的存在，装配式试件较现浇试件刚度偏低，且由于制作工艺的不同，JW试件刚度表现最差；屈服后，所有试件刚度表现基本接近。

（7）变形能力与延性

定义顶点位移角θ=Δ/H，Δ为测点水平位移，测点取作动器水平加载高度位置，H为测点高度2 925 mm。Δy为试件测点的屈服位移，Δu为试件测点的极限位移，即试验终止时的位移，位移延性系数取μ=Δu/Δy。

各试件变形参数见表3-3，从表中可以看出，各试件的弹性位移角均大于1/1 000、极限位移角均大于1/120，均能满足规范要求的抗震变形要求。与XJ试件相比，JW、JN极限位移偏小，分析认为节点拼缝处混凝土受力集中，较XJ试件易更早压溃，而又未采取必要的加强措施，因此，造成全浆锚剪力墙试件的变形能力受到影响。但同时，其位移延性系数相同，表明JW、JN试件同样具有良好的抗震变形能力。

表3-3　全浆锚剪力墙抗震性能试验试件变形数据表

注：Δy、θy分别为试件屈服位移、屈服位移角；Δu、θu分别为试件极限位移、极限位移角；μ为位移延性系数。

（8）耗能能力

采用等效黏滞阻尼系数he来评价试件的耗能能力，he为耗能系数与2π的比值，其中，耗能系数为一个滞回环中加、卸载一周所消耗的能量与加、卸载总能量的比值。

据此计算出各试件在开裂、屈服、极限等加载特征阶段的等效黏滞阻尼系数，列于表3-4。从表中可以看出，JW、JN试件耗能能力与XJ试件基本接近，但仍然有一定程度降低，分析认为，JW、JN试件耗能主要依靠节点拼缝处钢筋屈服及混凝土损伤，而该部位混凝土相对于XJ试件受力更为集中，而试件中未采取箍筋加密等有效的混凝土约束措施，造成节点拼缝处混凝土较早压溃，影响了其耗能能力的发挥，另外，由于JW试件节点上移，避开了受力较大部位，对节点拼缝部位混凝土受力有所改善，其耗能能力又较JN试件有所提高。

表3-4　全浆锚剪力墙抗震性能试验试件耗能数据表

（9）试验结论

根据试验结果总体来看，全浆锚剪力墙试件的滞回曲线与骨架曲线与现浇试件相似，表现出良好的抗震性能，且具有与现浇试件相当的峰值承载力、位移延性性能及能量耗散能力。

对于节点位置不同的JW、JN试件，节点位置上移，虽可理论上避开受力最不利截面，并通过试验验证了其在一定程度上有利于试件屈服强度及耗能能力的提高，但其明显改变了试件的破坏形态，且Z形拼缝构造对试件预制与安装造成了一定困难，尤其企口混凝土及坐浆层质量较难保证，成为试件新的薄弱部位。因此，建议尽量避免采用JW形式全浆锚剪力墙，而其防水构造可通过其他途径解决。

对于全浆锚剪力墙试件，靠近节点拼缝部位的混凝土性能尤其重要，根据试验结果分析，该部位混凝土的受压性能直接影响试件的变形能力与耗能能力，制约了试件抗震性能，同时，考虑到全浆锚剪力墙试件节点拼缝部位混凝土受力较现浇剪力墙底部控制截面部位混凝土受力更为集中，因此，有必要对全浆锚剪力墙试件节点附近混凝土，尤其是边缘构件混凝土进行充分约束，保证其抗震能力的充分发挥。

2）矩形螺旋箍筋约束全金属波纹管浆锚连接预制剪力墙连接节点抗震性能研究

（1）构造改进方案

由全金属波纹管浆锚连接预制剪力墙连接节点试验可知，加强节点拼缝部位混凝土，尤其是边缘构件混凝土的约束，对提高其抗震能力极其重要。因此，课题组采用在边缘构件部位最外侧的4根竖向钢筋的浆锚连接接头范围内增设矩形螺旋箍筋（图3-10），以实现对该部位混凝土的有效约束，以期提高节点的变形能力及耗能能力，改善节点的抗震性能。

图3-10　矩形螺旋箍筋约束全金属波纹管浆锚连接预制剪力墙连接节点构造
—上层预制剪力墙；2—下层预制剪力墙；3—矩形螺旋箍筋；4—水平分布筋；
5—边缘构件箍筋；6—竖向钢筋；7—金属波纹管

（2）试件设计

试验共制作3个1∶1足尺比例试件，其中，1个为现浇剪力墙对比试件，2个为完全相同的矩形螺旋箍筋约束全金属波纹管浆锚连接预制剪力墙（以下简称矩形螺旋箍筋约束全浆锚墙）试件。试件设计过程中，除按构造改进方案在墙肢端部接头范围内增设矩形螺旋箍筋外，将边缘构件箍筋进行了加密处理（间距由200 mm减小至100 mm），以进一步提高对混凝土的约束能力，另外，水平分布钢筋采用在墙肢中部搭接形式，使其在边缘构件连续通过，在一定程度上加强了其对墙肢端部混凝土的约束。

所有试件均为一字形剪力墙，试件尺寸相同，均为200 mm（厚度）×1 600 mm（长度）×3 200 mm（高度），约束边缘构件采用暗柱形式，长度为400 mm。试件均采用C35混凝土制作，混凝土保护层厚度控制在25 mm左右。试件墙肢竖向钢筋与水平分布钢筋均采用HRB400钢筋，边缘构件箍筋与矩形螺旋箍筋则采用HPB235钢筋[试验开展时仍然沿用《混凝土结构设计规范》（GB 50010—2002），HPB235钢筋仍然允许使用]，同样保证竖向钢筋配筋率、水平钢筋配筋率及约束边缘构件设计等均保持一致。其中，约束边缘构件配置6C14竖向钢筋、A8@100箍筋；中部竖向分布钢筋为8C12，水平钢筋为C10@200。采用A40金属波纹管、BY（S）-40高强、无收缩灌浆料。同样，为了满足加载要求，剪力墙试件顶部设置加载梁，下端设置锚固底座。

为方便描述，对现浇试件、矩形螺旋箍筋约束全浆锚墙试件分别编号为SW1、SW2、SW3。试件配筋详图见图3-11。

图3-11　矩形螺旋箍筋约束全浆锚墙抗震性能试验试件设计详图

混凝土立方体试块实测抗压强度，SW1试件为41.2 MPa，SW2、SW3试件均为42.1 MPa；灌浆料实测强度75.1 MPa；钢筋实测材料特性见表3-5。

表3-5　钢筋实测材料特性表

（3）试验加载方案

同样采用低周反复水平荷载加载方案，并采用力和位移双控制度，即试件屈服前按力控制加载，每级荷载循环1次；试件屈服后按位移控制加载，位移增量控制为屈服位移，每级位移循环3次，直至试件破坏或变形过大不适于继续加载，试验终止。

试验在东南大学九龙湖校区结构试验室进行，水平加载设备为1 500 kN液压伺服控制系统（MTS）。试验时，通过精轧螺纹钢穿过预留锚固孔将试件锚固于地面上，并对精轧螺纹钢施加一定的预应力以增加试件抗滑移能力，同时，在底座两端设置千斤顶将其夹紧，以防止试验时试件出现水平滑移。轴压同样采用张拉预应力钢绞线方式施加，轴压比控制为0.10，采用2台100 t穿心式千斤顶，每台千斤顶配置4根A15.2 1860级预应力钢绞线，千斤顶置于试件顶部加载分配钢梁上，钢绞线下端锚固在试验室地面上。另外，为防止试件在加载过程中发生平面外扭转与倾覆，在试件侧面增设三角钢桁架进行支撑。试验加载简图及照片见图3-12。试验规定MTS外推时为正，内拉时为负。

图3-12　矩形螺旋箍筋约束全浆锚墙抗震性能试验加载装置

（4）试验现象与破坏形态

各试件破坏过程相近，均经历了开裂、屈服及破坏阶段，试验过程详述如下：

SW1试件：加载初期，试件基本上处于弹性状态，加、卸载后残余变形很小。水平拉力为150 kN时，墙体受拉侧底部出现水平裂缝，进入开裂阶段，水平推力为170 kN左右时，墙体受拉侧出现水平裂缝；随着荷载等级提高，水平弯曲裂缝转变为弯剪斜裂缝，并向对角延伸，370 kN时钢筋屈服，试件进入屈服阶段，屈服位移为18.5 mm；位移控制加载阶段：55.5 mm位移加载等级阶段，受压侧混凝土出现竖向裂缝；74 mm位移加载阶段，不再出现新的裂缝，受压区混凝土压碎，受拉区钢筋断裂，试件破坏。

SW2试件：加载初期，试件处于未开裂弹性阶段，加、卸载位移曲线基本重合；水平推力为130 kN时，墙体受拉侧底部出现水平裂缝，进入开裂阶段，水平推力为150 kN左右时，墙体受拉侧出现水平裂缝；随着荷载等级提高，水平弯曲裂缝转变为弯剪斜裂缝，并向对角延伸，350 kN时钢筋屈服，试件进入屈服阶段，屈服位移为17 mm；位移控制加载阶段：51 mm位移加载等级阶段，受压侧混凝土保护层剥落；68 mm位移加载阶段，弯剪斜裂缝延伸至墙根部，受压区混凝土压碎，受拉区钢筋断裂，试件破坏。

SW3试件：加载初期，试件基本上处于弹性状态，加、卸载后残余变形很小；荷载至115 kN时，墙体受拉侧底部出现水平裂缝，进入开裂阶段；随着荷载等级提高，水平弯曲裂缝转变为弯剪斜裂缝，并向对角延伸，330 kN时钢筋屈服，试件进入屈服阶段，屈服位移为17 mm；位移控制加载阶段：51 mm位移加载等级阶段，受压侧混凝土保护层剥落；68 mm位移加载阶段，无新的裂缝产生，但试件发生明显扭转，受压区混凝土压碎，受拉区钢筋断裂，试件破坏。

对于破坏形态，SW1～SW3基本相同，均为弯剪破坏，表现为边缘构件竖向钢筋拉断，墙肢角部混凝土压溃，各试件破坏形态见图3-13。需要说明的是，对于SW3试件，由于最终发生试件扭转，其钢筋拉断是由于弯、剪、扭的综合作用结果，且角部混凝土的损伤程度较SW2、SW3轻微。

图3-13　矩形螺旋箍筋约束全浆锚墙抗震性能试验试件破坏形态

（5）滞回曲线与骨架曲线

试验中各试件的滞回曲线与骨架曲线见图3-14，从图中可以看出，对于滞回曲线，各试件滞回环形状近似，均呈反S形，滞回环形状较为饱满，表现出良好的滞回性能；对于骨架曲线，各模型曲线走势基本一致，表现出相近的发展规律，试件在峰值荷载后仍能继续保持较高的承载力，表现出良好的延性，也说明矩形螺旋箍筋约束构造及边缘构件箍筋加密措施对提高试件延性具有较好的效果。

（6）承载能力

各试件的开裂荷载、屈服荷载及峰值荷载见表3-6。从表中可以看出，对于开裂荷载，SW2、SW3试件较SW1试件分别降低23%、13%，说明节点处混凝土的不连续，丧失了混凝土抗拉强度对试件的开裂荷载的贡献，且在低轴压工况下，其影响较为明显；对于屈服荷载，SW2、SW3试件较SW1试件分别降低11%、5%，同样由于混凝土不连续导致节点拼缝截面钢筋较早屈服，但影响相对开裂荷载明显较小；对于峰值荷载，SW2、SW3试件较SW1试件分别降低7%、4%，三者基本接近，而根据试验现象，荷载数值的降低主要是由于矩形螺旋箍筋约束全浆锚墙试件试验过程中不能完全避免的扭转现象。

图3-14　矩形螺旋箍筋约束全浆锚墙抗震性能试验试件滞回曲线与骨架曲线

表3-6　矩形螺旋箍筋约束全浆锚墙抗震性能试验试件强度数据表

注：各级荷载数值均取正、反向荷载值的平均值。

（7）刚度特性

各试件的割线刚度退化曲线见图3-15，从图中可以看出，在整个加载过程中，三者曲线基本重合，表现出相近的刚度特性。

图3-15　矩形螺旋箍筋约束全浆锚墙抗震性能试验试件刚度退化曲线

（8）变形能力与延性

各试件变形参数见表3-7，从表中可以看出，各试件的弹性位移角均大于1/1 000、极限位移角均大于1/120，均能满足规范要求的抗震变形要求；各试件位移延性系数相同，表明SW2、SW3试件具有与SW1相当的延性性能，具有良好的抗震变形能力。

表3-7　矩形螺旋箍筋约束全浆锚墙抗震性能试验试件变形数据表

注：Δy、θy分别为试件屈服位移、屈服位移角；Δu、θu分别为试件极限位移、极限位移角；μ为位移延性系数。

（9）耗能能力

各试件在开裂、屈服、极限等加载特征阶段的等效黏滞阻尼系数，列于表3-8。从表中可以看出，随着加载位移增大，钢筋受拉屈服及混凝土塑性变形使得试件耗能增大，滞回环越来越饱满，计算得试件等效黏滞阻尼系数逐渐增大；三者等效黏滞阻尼系数基本接近，矩形螺旋箍筋约束全浆锚墙试件（SW2、SW3）甚至在开裂阶段、屈服阶段的等效黏滞阻尼系数高于现浇剪力墙试件（SW1），表现出较好的耗能能力；与未改进的全浆锚剪力墙试件（表3-4）比较，可以发现矩形螺旋箍筋约束全浆锚墙试件可充分利用试件屈服后的耗能能力，表现在屈服阶段与极限阶段耗能数据的大幅提高，说明采用矩形螺旋箍筋约束墙肢边缘构件端部混凝土，对改善节点抗震耗能能力，尤其是弹塑性阶段的抗震耗能能力，有明显效果。

表3-8　矩形螺旋箍筋约束全浆锚墙抗震性能试验试件耗能数据表

（10）试验结论

根据试验结果总体来看，矩形螺旋箍筋约束全浆锚墙试件的滞回曲线与骨架曲线与现浇试件相似，具有与现浇试件相当的承载力、刚度、位移延性性能及能量耗散能力，表现出良好的抗震性能。

与未进行任何构造加强的全浆锚剪力墙试件相比，采用矩形螺旋箍筋约束边缘构件端部混凝土构造以及边缘构件箍筋加密措施，有效改善了墙肢端部混凝土的受压性能，明显提高了试件的变形能力与耗能能力，其抗震性能得到明显增强。

但在试件预制过程中发现，由于矩形螺旋箍筋的特殊构造，为钢筋绑扎及混凝土浇筑带来了一定的影响，其预制较为麻烦，一定程度上不利于工厂化的高效生产。因此，有必要探索其他可同样实现加强混凝土约束目的的构造改进方案。

3）焊接封闭箍筋约束全金属波纹管浆锚连接预制剪力墙连接节点抗震性能研究

（1）构造改进方案

在边缘构件内部浆锚接头范围内采用焊接封闭箍筋取代传统的135°钩头箍筋，且焊接封闭箍筋尺寸可根据竖向钢筋数量及位置灵活设计，其构造示意见图3-16。一方面，采用闪光对焊焊接接头的箍筋保证了钢筋连续受力，使得钢筋强度可充分发挥，也一定程度提高了箍筋刚度，从而改善了其对混凝土的约束性能；另一方面，根据竖向钢筋配置情况，经过合理设计的焊接封闭箍筋可降低箍筋长宽比以及肢长与直径的比值，可提高箍筋肢抗弯刚度，从而提高其对混凝土的约束性能；最后，与增设矩形螺旋箍筋约束构造不同，采用焊接封闭箍筋无需增加箍筋，因此，其不致造成钢筋过于密集且不利于混凝土浇筑的问题。

图3-16　焊接封闭箍筋约束构造示意

（2）试件设计

试验共制作3个1∶1足尺比例试件，其中，1个为现浇剪力墙对比试件，2个为完全相同的焊接封闭箍筋约束全金属波纹管浆锚连接预制剪力墙（以下简称焊接封闭箍筋约束全浆锚墙）试件。试件设计过程中，除按构造方案在墙肢边缘构件内采用焊接封闭箍筋代替传统钩头箍筋外，在墙肢端部最外侧4根竖向钢筋处将封闭箍筋进一步加密（间距为50 mm），形成类似于矩形螺旋箍筋约束全浆锚墙构造，仅是用加密的焊接封闭箍筋代替矩形螺旋箍筋。

所有试件均为一字形剪力墙，试件尺寸相同，均为200 mm（厚度）×1 700 mm（长度）×3 400 mm（高度）。试件均采用C35混凝土制作，混凝土保护层厚度控制在20 mm左右。试件墙肢竖向钢筋与水平分布钢筋均采用HRB400钢筋，边缘构件箍筋、焊接封闭箍筋及拉筋则采用HRB335钢筋，同样保证竖向钢筋配筋率、水平钢筋配筋率及约束边缘构件设计等均保持一致。试件根据8度抗震设防要求进行设计与构造，其中，约束边缘构件采用暗柱形式，长度为400 mm；约束边缘构件配置8C16竖向钢筋、B8@100箍筋；中部竖向分布钢筋为6C12，水平钢筋为C10@200。采用A40金属波纹管、BY（S）-40高强、无收缩灌浆料，坐浆层厚度20 mm。同样，为了满足加载要求，剪力墙试件顶部设置加载梁，下端设置锚固底座。

为方便描述，现浇试件、焊接封闭箍筋约束全浆锚墙试件分别编号为XJ-1、ZP-1、ZP-2。试件配筋详图见图3-17。

混凝土立方体试块实测抗压强度，SW1试件为41.2 MPa，SW2、SW3试件均为42.1 MPa；灌浆料实测强度75.1 MPa；钢筋实测材料特性见表3-9。

图3-17　焊接封闭箍筋约束全浆锚墙抗震性能试验试件设计详图

表3-9　钢筋实测材料特性表

（3）试验加载方案

同样采用低周反复水平荷载加载方案，并采用力和位移双控制度，即试件屈服前按力控制加载，每级荷载循环1次；试件屈服后按位移控制加载，位移增量控制为屈服位移，每级位移循环3次，直至试件破坏或变形过大不适于继续加载，试验终止。

所有试件均在东南大学四牌楼校区结构试验室进行加载试验。水平加载设备均采用1 000 kN液压伺服控制系统（MTS）；竖向轴压荷载利用两台穿心式千斤顶张拉预应力钢绞线方式施加，轴压比为0.1，采用2台100 t穿心式千斤顶，每台千斤顶配置4根A15.2 1860级预应力钢绞线，千斤顶置于试件顶部加载分配钢梁上，钢绞线下端锚固在型钢焊接马凳上。试验时，利用地脚螺杆穿过底座预留锚固孔将试件底座锚固在试验室地面槽道上；在水平方向利用加长螺杆把试件底座夹紧，防止试验过程中试件出现水平方向滑移；在剪力墙的两侧面设置防侧移装置，防止剪力墙加载过程中发生平面外倾斜与扭转。试验加载简图及照片见图3-18。试验规定MTS外推时为负，内拉时为正。

图3-18　焊接封闭箍筋约束全浆锚墙抗震性能试验加载装置

（4）试验现象与破坏形态

各试件破坏过程相近，均经历了弹性、开裂、屈服及破坏阶段，试验过程详述如下：

XJ-1试件：加载初期至±180 kN，试件基本上处于弹性状态，正、反向加载和卸载后残余变形很小，但受条件限制，加载装置之间及止推块与试件之间有空隙。当加载至+200 kN（拉）时，剪力墙在约380 mm和600 mm高度出现水平裂缝，此阶段即为开裂阶段。推方向的裂缝出现在加载至-220 kN时，共6条水平裂缝，高度分别约为190 mm、380 mm、500 mm、810 mm、980 mm和1 170 mm。随着加载荷载变大，裂缝逐渐增多，±240 kN之前裂缝宽度增加不大，最大裂缝宽度0.12 mm，残余变形还较小。当加载至±300 kN时，最大裂缝宽度0.2 mm。当加载至±320 kN时，部分水平裂缝出现斜向发展趋势，最大裂缝宽度0.3 mm。此时，试件进入屈服阶段，屈服位移取Δy=15 mm。进入位移控制阶段后，裂缝普遍斜向发展，裂缝宽度增加较快。当加载至2Δy时部分裂缝交汇，最大裂缝宽度0.4 mm，推、拉方向均新增裂缝。当加载至3Δy时，不再出现新裂缝，表明此时剪力墙塑性铰完全形成，此时最大裂缝宽度约1.0 mm，剪力墙根角部混凝土压区出现竖向裂缝，试件受压混凝土开始轻微压碎。当加载至4Δy、5Δy时，剪力墙裂缝宽度继续加大。当加载至6Δy时，压区混凝土严重脱落。当尝试加载7Δy时，压区混凝土突然炸响压碎，箍筋、受拉钢筋外露，墙体变形过大，为安全起见停止试验。

ZP-1试件：加载初期至±180 kN，试件基本上处于弹性状态，正、反向加载和卸载后残余变形很小。当加载至±200 kN时，推方向和拉方向均出现水平裂缝，此阶段即为开裂阶段。其中推方向水平裂缝有4条，高度分别约为250 mm、490 mm、780 mm和990 mm；拉方向水平裂缝有7条，高度分别约为180 mm、380 mm、460 mm、700 mm、850 mm、1 080 mm和1 200 mm。随着加载荷载变大，裂缝逐渐增多，但裂缝宽度增加不大，残余变形还较小。当加载至±300 kN时，最大裂缝宽度0.14 mm。当加载至±320 kN时，坐浆层开裂，部分水平裂缝出现斜向发展趋势，最大裂缝宽度0.2 mm。继续加载至±340 kN时，试件进入屈服阶段，屈服位移取Δy=18.5 mm。进入位移控制阶段后，裂缝普遍斜向发展，裂缝宽度增加较快。当加载至2Δy时部分裂缝交汇，最大裂缝宽度0.4 mm，推、拉方向仍继续新增斜向裂缝。当加载至3Δy时，在试件2 m高以上区域出现极少量新裂缝，表明此时剪力墙塑性铰完全形成，此时最大裂缝宽度约1.2 mm，剪力墙根角部混凝土压区出现竖向裂缝，试件受压混凝土开始轻微压碎。当加载至4Δy、5Δy时，剪力墙裂缝宽度继续加大，加载至5Δy时出现混凝土压碎声响。当尝试加载至6Δy时，试件在坐浆层上发生水平旋转，防侧移装置被顶开，同时产生了水平旋转附加的水平位移，造成位移控制加载失效，试验终止。

ZP-2试件：加载初期至±180 kN，试件基本上处于弹性状态，正、反向加载和卸载后残余变形很小。当加载至-200 kN时，剪力墙在约180 mm、470 mm、750 mm、1 080 mm和1 290 mm高度出现5条水平裂缝，此阶段即为开裂阶段。推方向的裂缝出现在加载至-220 kN时，共2条水平裂缝，高度分别约为420 mm和600 mm。随着加载荷载变大，裂缝逐渐增多，但裂缝宽度增加不大，残余变形还较小。当加载至±280 kN时，最大裂缝宽度0.12 mm。当加载至-300 kN时，拉方向部分裂缝沿斜向发展。当加载至±320 kN时，拉方向部分裂缝沿斜向发展。最大裂缝宽度0.14 mm。此时，试件进入屈服阶段，屈服位移取Δy=17.8 mm。进入位移控制阶段后，裂缝数量快速增加，且陆续斜向发展，裂缝宽度增加较快。当加载至2Δy时部分裂缝交汇，最大裂缝宽度0.5 mm。当加载至3Δy时，在试件2 m高以上区域仍然出现少量新裂缝，且剪力墙根角部混凝土压区出现竖向裂缝，混凝土开始轻微压碎。当加载至4Δy时，不再出现新裂缝，表明此时剪力墙塑性铰完全形成。当加载至5Δy时，试件压区混凝土脱落。当加载至6Δy时，试件压区混凝土继续脱落，试件同样发生坐浆层上的水平旋转。加载至第2个循环时，钢筋由于受拉、扭、剪组合应力作用而断开，造成试件整体承载力下降。加载至第3个循环时，钢筋继续断开，承载力急速下降，试验终止。

对于破坏形态，XJ-1、ZP-1、ZP-2基本相同，均为弯剪破坏，表现为边缘构件竖向钢筋拉断，墙肢角部混凝土压溃，各试件破坏形态见图3-19。需要说明的是，对于ZP-1、ZP-2试件，由于最终发生试件扭转，其钢筋拉断是由于弯、剪、扭的综合作用结果，扭转直接影响了加载与试件表现，可以预见，若能在试验中完全避免扭转，试件将能表现出更好的性能。

图3-19　焊接封闭箍筋约束全浆锚墙抗震性能试验试件破坏形态

（5）滞回曲线与骨架曲线

试验中各试件的滞回曲线与骨架曲线见图3-20，从图中可以看出，对于滞回曲线，各试件滞回环形状近似，均呈反S形，滞回环形状较为饱满，表现出良好的滞回性能；对于骨架曲线，各模型曲线走势基本一致，表现出相近的发展规律，骨架曲线下降段都比较平缓，说明后期模型承载力下降缓慢、延性较好，也说明焊接封闭箍筋约束构造对提高试件延性具有较好的效果。

（6）承载能力

各试件的开裂荷载、屈服荷载及峰值荷载见表3-10。从表中可以看出，对于开裂荷载、屈服荷载、峰值荷载，ZP-1、ZP-2试件均达到了与XJ-1试件相当的水平，表现出良好的强度特性。对于开裂荷载，由于本阶段试验时，对试件预制、安装与灌浆等作业已具备了较为丰富的经验，其节点拼缝处灌浆及坐浆层处理更为细致，一定程度改善了试件的抗裂性能；对于屈服荷载与峰值荷载，部分数据显示的焊接封闭箍筋约束全浆锚墙试件数值更高，分析认为是得益于灌浆料较混凝土具有更高的强度。

图3-20　焊接封闭箍筋约束全浆锚墙抗震性能试验试件滞回曲线与骨架曲线

表3-10　焊接封闭箍筋约束全浆锚墙抗震性能试验试件强度数据表

（7）刚度特性

各试件的割线刚度退化曲线见图3-21，从图中可以看出，除加载初期ZP-1、ZP-2试件刚度较XJ-1试件较低外，在后续加载过程中，尤其是位移加载过程中，三者曲线基本重合，表现出相近的刚度特性。分析认为，加载初期由于节点水平拼缝处混凝土不连续，在荷载及位移均较小的情况下，该因素较明显地影响了该阶段试件的抗侧刚度，而随着进入位移加载阶段，且随着位移逐渐增大，混凝土抗拉性能对试件刚度的贡献基本可以忽略，因此，各试件刚度趋于一致。

图3-21　焊接封闭箍筋约束全浆锚墙抗震性能试验试件刚度退化曲线

（8）变形能力与延性

各试件变形参数见表3-11，从表中可以看出，各试件的弹性位移角均大于1/1 000、极限位移角均大于1/120，均能满足规范要求的抗震变形要求；各试件位移延性系数相同，表明ZP-1、ZP-2试件具有与XJ-1相当的延性性能，具有良好的抗震变形能力。

表3-11　焊接封闭箍筋约束全浆锚墙抗震性能试验试件变形数据表

注：Δy、θy分别为试件屈服位移、屈服位移角；Δu、θu分别为试件极限位移、极限位移角；μ为位移延性系数。

（9）耗能能力

各试件在开裂、屈服、极限等加载特征阶段的等效黏滞阻尼系数，列于表3-12。随着荷载增大，各试件等效黏滞阻尼系数逐渐增大，且屈服阶段后增幅明显；各试件等效黏滞阻尼系数在各个加载阶段均基本接近，甚至焊接封闭箍筋约束全浆锚墙试件（ZP-1、ZP-2）较现浇试件（XJ-1）具有稍高的等效黏滞阻尼系数；与未改进的全浆锚剪力墙试件（表3-4）比较，可以发现焊接封闭箍筋约束全浆锚墙试件可充分利用试件屈服后的耗能能力，表现在屈服阶段与极限阶段耗能数据的更大幅度的提高，说明采用矩形螺旋箍筋约束墙肢边缘构件端混凝土，对改善节点抗震耗能能力，尤其是弹塑性阶段的抗震耗能能力，有明显效果；与矩形螺旋箍筋约束全浆锚墙试件（表3-8）比较，采用焊接封闭箍筋约束构造可达到理想要求，且得益于钢筋绑扎简便、混凝土浇筑质量可靠等更有利因素，其在屈服荷载阶段和极限荷载阶段的耗能能力得到了一定程度的提高。

表3-12　焊接封闭箍筋约束全浆锚墙抗震性能试验试件耗能数据表

（10）试验结论

根据直接试验数据来看，采用了焊接封闭箍筋约束全浆锚墙试件，其抗裂性能、承载能力、刚度性能、位移延性及耗能能力与现浇试件相当，具备了良好的抗震性能。

与未进行任何构造加强的全浆锚剪力墙试件及矩形螺旋箍筋约束全浆锚墙试件相比，采用焊接封闭箍筋约束构造可达到与矩形螺旋箍筋约束构造等同的效果，均可保证对墙肢边缘构件端部混凝土的良好约束，有效改善了试件的变形能力与耗能能力。同时，焊接封闭箍筋避免了矩形螺旋箍筋钢筋绑扎及混凝土浇筑难题，更利于工程应用，因此，其作为推荐构造，并已纳入到江苏省工程建设地方标准《装配整体式混凝土剪力墙结构技术规程》（DGJ 32/TJ 125—2016）中。(www.daowen.com)

4）高轴压比焊接封闭箍筋约束全金属波纹管浆锚连接预制剪力墙连接节点抗震性能研究

（1）试验目的

前述试验证明了焊接封闭箍筋约束构造可以达到良好的混凝土约束效果，有效改善了剪力墙构件的抗震性能，且预制、安装均较矩形螺旋箍筋约束构造便利，具有重要的应用前景。但是相关试验均是在较低的轴压比（0.1）条件下进行的，对于受力更为不利的高轴压比条件未能进行实际考察。为进一步探讨焊接封闭箍筋约束全浆锚剪力墙在较高轴压比条件下的实际表现，进行补充试验。

需要说明的是，由于剪力墙截面形状细长且面积较大，同时受限于试验室地面锚固承载力的限制，试验轴压比条件仍然受到极大限制。试验中，经过合理、安全设计，其试验轴压比最高为0.3。

（2）试件设计

试验共制作2个1∶1足尺比例试件，其中，1个为现浇剪力墙对比试件，1个为焊接封闭箍筋约束全金属波纹管浆锚连接预制剪力墙（以下简称焊接封闭箍筋约束全浆锚墙）试件，试件构造设计与前述焊接封闭箍筋约束全浆锚墙试件相同，仅加载轴压比不同。

为方便描述，现浇试件、焊接封闭箍筋约束全浆锚墙试件分别编号为XJ-4、YZ-4。试件配筋详图可参见图3-17。

（3）试验加载方案

同样采用低周反复水平荷载加载方案，并采用力和位移双控制度，即试件屈服前按力控制加载，每级荷载循环1次；试件屈服后按位移控制加载，位移增量控制为屈服位移，每级位移循环3次，直至试件破坏或变形过大不适于继续加载，试验终止。

所有试件均在东南大学九龙湖校区结构试验室进行加载试验。水平加载设备均采用1 000 kN液压伺服控制系统（MTS）；竖向轴压荷载利用张拉预应力钢绞线方式施加，轴压比为0.1。由于其施加荷载较大，采用了2台200 t穿心式千斤顶及与各个千斤顶配套的7根A15.2 1860级预应力钢绞线，同时，考虑到试验室地面单孔设计承载力50 t，钢绞线在地面的锚固采用了十字分配梁构造，以实现各点4个锚固孔（单点200 t，与千斤顶规格相匹配），满足试验加载条件。另外，为防止试件在加载过程中发生平面外扭转与倾覆，在试件侧面增设三角钢桁架进行支撑，且考虑到竖向荷载较大，每个三角桁架分别设置3道滚轮抵住试件侧面，作为侧向支撑。试验加载照片见图3-22。试验规定MTS外推时为正，内拉时为负。

图3-22　高轴压比焊接封闭箍筋约束全浆锚墙抗震性能试验加载装置

混凝土立方体试块实测抗压强度XJ-4试件为34.8 MPa，YZ-4试件为36.2 MPa；灌浆料实测强度75.3 MPa；钢筋实测材料特性见表3-13。

表3-13　钢筋实测材料特性表

（4）试验现象与破坏形态

各试件破坏过程相近，均经历了弹性、开裂、屈服及破坏阶段，试验过程详述如下：

XJ-4试件：加载初期至±250 kN，墙体处于未开裂弹性阶段，加载和卸载的荷载-位移曲线基本重合。当加载至±300 kN时，剪力墙受拉侧底部出现1道水平裂缝，进入开裂阶段。随着加载荷载变大，裂缝逐渐增多，当加载至±675 kN时，边缘构件最外侧受拉钢筋屈服，试件进入屈服阶段，屈服位移取Δy=15 mm。进入位移控制阶段后，裂缝普遍斜向发展并相互交叉，原有裂缝宽度增加较快，而新裂缝产生较少。当加载至3Δy时，不再出现新裂缝，既有裂缝继续斜向发展并相互交叉，剪力墙根部受压混凝土出现竖向裂缝。当尝试加载至4Δy时，受拉区混凝土严重脱落，边缘构件最外侧竖向钢筋压弯、箍筋外露，试件承载力急剧下降，停止试验。

YZ-4试件：加载初期至±225 kN，墙体处于未开裂弹性阶段，加载和卸载的荷载-位移曲线基本重合。当加载至±250 kN时，剪力墙受拉侧底部出现1道水平裂缝，进入开裂阶段。随着加载荷载变大，裂缝逐渐增多，当加载至±650 kN时，边缘构件最外侧受拉钢筋屈服，试件进入屈服阶段，屈服位移取Δy=15 mm。进入位移控制阶段后，裂缝普遍斜向发展并相互交叉，原有裂缝宽度增加较快，而新裂缝产生较少。当加载至3Δy时，不再出现新裂缝，既有裂缝继续斜向发展并相互交叉，且裂缝宽度增长较快，剪力墙根部受压混凝土出现竖向裂缝。当尝试加载至5Δy时，受拉区混凝土严重脱落，边缘构件最外侧竖向钢筋拉断、箍筋外露，试件承载力急剧下降，停止试验。

对于破坏形态，XJ-4、YZ-4基本相同，均为弯剪破坏，但具体表现有所不同。XJ-4试件破坏是由于受压混凝土压溃、受压钢筋压屈导致的，而YZ-4试件破坏则是由于受拉钢筋拉断、受压混凝土压溃导致的，各试件破坏形态见图3-23。同时，与较低轴压比条件试验结果（图3-19）比较，可以发现，轴压比的提高增大了试件混凝土竖向应力，使得混凝土主拉应力角度更为倾斜且较快达到混凝土抗拉强度，表现在高轴压比试件裂缝水平段较短且走势更为倾斜。

图3-23　焊接封闭箍筋约束全浆锚墙抗震性能试验试件破坏形态

（5）滞回曲线与骨架曲线

试验中各试件的滞回曲线与骨架曲线见图3-24，从图中可以看出，对于滞回曲线，各试件滞回环形状近似，均呈反S形，滞回环形状较为饱满，表现出良好的滞回性能，但与图3-20相比，滞回环捏缩效应更为明显，说明轴压比增大对其耗能能力有所影响；对于骨架曲线，各模型曲线走势基本一致，表现出相近的发展规律，且YZ-4试件较XJ-4试件在试件屈服后表现更好，在大变形下能更好地保持足够承载力，说明高轴压条件下，焊接封闭箍筋较传统箍筋构造的约束性能优势更为突出，能改善混凝土变形能力，提高试件在大变形阶段性能。

图3-24　高轴压比焊接封闭箍筋约束全浆锚墙抗震性能试验试件滞回曲线与骨架曲线

（6）承载能力

各试件的开裂荷载、屈服荷载及峰值荷载见表3-14。从表中可以看出，与XJ-4试件比较，YZ-4试件的开裂荷载由于节点拼缝处混凝土不连续而有所降低外，其屈服荷载与峰值荷载均基本接近，表现出良好的强度特性。同时，与较低轴压比条件试验结果（表3-10）比较，可以发现，轴压比的增大明显提高了试件的承载力。

表3-14　高轴压比焊接封闭箍筋约束全浆锚墙抗震性能试验试件强度数据表

注：各级荷载数值均取正、反向荷载值的平均值。

（7）刚度特性

各试件的割线刚度退化曲线见图3-25，从图中可以看出，与较低轴压比情况类似，加载初期即试件未屈服前，由于节点水平拼缝处混凝土不连续及坐浆层的较早压裂，造成YZ-4试件刚度小于XJ-4试件，而后续加载过程中，尤其是位移加载阶段，混凝土抗拉对试件刚度贡献基本可以忽略，且混凝土也逐渐压碎，先期削弱YZ-4试件刚度的因素影响程度降低甚至消失，使得YZ-4试件刚度逐渐逼近XJ-4试件，两者表现出相近的刚度特性。同时，与较低轴压比条件试验结果（图3-21）比较，可以发现，轴压比增大，可明显提高试件刚度。

图3-25　高轴压比焊接封闭箍筋约束全浆锚墙抗震性能试验试件刚度退化曲线

（8）变形能力与延性

各试件变形参数见表3-15，从表中可以看出，各试件的弹性位移角均大于1/1 000、极限位移角均大于1/120，均能满足规范要求的抗震变形要求；YZ-4试件较XJ-4试件具有更好的位移延性性能，进一步说明高轴压比条件下，混凝土受压性能对试件整体表现更为关键，而焊接封闭箍筋较传统箍筋提供了更有效的混凝土约束性能；与较低轴压比试验结果（表3-11）相比，轴压比的增大，较为明显地影响了试件的变形能力，造成试件极限位移的明显降低。

表3-15　高轴压比焊接封闭箍筋约束全浆锚墙抗震性能试验试件变形数据表

注：Δy、θy分别为试件屈服位移、屈服位移角；Δu、θu分别为试件极限位移、极限位移角；μ为位移延性系数。

（9）耗能能力

各试件在开裂、屈服、极限等加载特征阶段的等效黏滞阻尼系数，列于表3-16。随着荷载增大，各试件等效黏滞阻尼系数逐渐增大，且屈服阶段后增幅明显；各试件等效黏滞阻尼系数在各个加载阶段均基本接近。与较低轴压比试验结果（表3-12）相比，轴压比的增大，较为明显地降低了试件屈服前的耗能能力，同时对极限阶段的耗能能力有一定程度的提高。分析认为，较高的轴压比有利于试件混凝土抗裂，从而降低了试件屈服前混凝土损伤程度，从而使得试件耗能能力降低；而屈服后混凝土主要发生受压损伤，较高的轴压比反而不利，因此，提高了试件的耗能能力；而混凝土对受拉性能改善更为敏感，因此，屈服前耗能能力的提高幅度明显高于屈服后耗能能力的减小幅度。

表3-16　高轴压比焊接封闭箍筋约束全浆锚墙抗震性能试验试件耗能数据表

（10）试验结论

根据直接试验数据来看，在高轴压比条件下，采用焊接封闭箍筋约束全浆锚墙试件，其承载能力、刚度特性、位移延性及耗能能力等，均可达到与现浇试件相当。且由于焊接封闭箍筋构造较传统箍筋构造对混凝土约束性能更优，有效提高了混凝土受压性能，尤其是其材料延性性能，使得焊接封闭箍筋约束全浆锚墙试件的变形能力及大变形条件下保持足够承载力的能力优于现浇试件。

与较低轴压比条件试验结果比较，轴压比的增大可明显提高试件的抗裂性能、承载能力及刚度，可在一定程度上提高试件在弹塑性阶段的耗能能力，但同时明显降低了试件的极限变形能力。

5）约束金属波纹管浆锚连接预制剪力墙连接节点抗震性能研究

（1）构造改进方案

如前所述，约束金属波纹管浆锚连接可抵抗钢筋偏心传力引起的接头周围混凝土径向应力，对较大直径（16 mm、18 mm）浆锚搭接钢筋效果更为明显。当其应用于剪力墙构件时，其连接节点的抗震性能仍然需要通过试验进行检验。

（2）试件设计

试验共制作3个1∶1足尺比例试件，其中，1个为现浇剪力墙对比试件，2个为完全相同的约束金属波纹管浆锚连接预制剪力墙（以下简称约束浆锚墙）试件。试件构造设计基本保持与前述焊接封闭箍筋约束全浆锚墙试验中的现浇试件一致，仅在钢筋浆锚接头设置A8@50螺旋箍筋，形成约束金属波纹管浆锚连接。

为方便描述，现浇试件、约束浆锚墙试件分别编号为XJ、ZP1、ZP2。约束浆锚墙试件配筋详图见图3-26。

图3-26　约束浆锚墙抗震性能试验试件设计详图

（3）试验加载方案

采用低周反复水平荷载加载方案，并采用力和位移双控制度，即试件屈服前按力控制加载，每级荷载循环1次；试件屈服后按位移控制加载，位移增量控制为屈服位移，每级位移循环3次，直至试件破坏或变形过大不适于继续加载，试验终止。

所有试件均在南京工业大学江浦校区结构试验室进行加载试验。与前述试验加载装置相同，水平加载设备均采用1 000 kN液压伺服控制系统（MTS）；竖向轴压荷载利用张拉精轧螺纹钢方式施加，轴压比为0.1；侧向设置了防倾覆与扭转的型钢三脚架。试验加载照片见图3-27。同样，试验规定MTS外推时为正，内拉时为负。

（4）试验现象与破坏形态

各试件破坏过程相近，均经历了弹性、开裂、屈服及破坏阶段，试验过程详述如下：

图3-27　约束浆锚墙抗震性能试验加载装置

XJ试件：加载初期至±200 kN，墙体处于未开裂弹性阶段，加载和卸载的荷载-位移曲线基本重合。当加载至±250 kN时，剪力墙受拉侧底部出现1道水平裂缝，进入开裂阶段。随着加载荷载变大，裂缝逐渐增多，当加载至±450 kN时，边缘构件最外侧受拉钢筋屈服，试件进入屈服阶段，屈服位移取Δy=15 mm。进入位移控制阶段后，裂缝普遍斜向发展并相互交叉，原有裂缝宽度增加较快，而新裂缝产生较少。当加载至3Δy时，不再出现新裂缝，既有裂缝继续斜向发展并相互交叉，剪力墙根部受压混凝土出现竖向裂缝。当尝试加载至6Δy时，受拉区混凝土严重脱落，边缘构件最外侧竖向钢筋压弯、箍筋外露，试件承载力急剧下降，停止试验。

ZP1试件：加载初期至±200 kN，墙体处于未开裂弹性阶段，加载和卸载的荷载-位移曲线基本重合。当加载至±225 kN时，剪力墙受拉侧底部出现1道水平裂缝，进入开裂阶段。随着加载荷载变大，裂缝逐渐增多，当加载至±450 kN时，边缘构件最外侧受拉钢筋屈服，试件进入屈服阶段，屈服位移取Δy=15 mm。进入位移控制阶段后，裂缝普遍斜向发展并相互交叉，原有裂缝宽度增加较快，而新裂缝产生较少。当加载至3Δy时，不再出现新裂缝，既有裂缝继续斜向发展并相互交叉，且裂缝宽度增长较快，剪力墙根部受压混凝土出现竖向裂缝。当尝试加载至5Δy时，受拉区混凝土严重脱落，边缘构件最外侧竖向钢筋拉断、箍筋外露，试件承载力急剧下降，停止试验。

ZP2试件：加载初期至±200 kN，墙体处于未开裂弹性阶段，加载和卸载的荷载-位移曲线基本重合。当加载至±225 kN时，剪力墙受拉侧底部出现1道水平裂缝，进入开裂阶段。随着加载荷载变大，裂缝逐渐增多，当加载至±450 kN时，边缘构件最外侧受拉钢筋屈服，试件进入屈服阶段，屈服位移取Δy=15 mm。进入位移控制阶段后，裂缝普遍斜向发展并相互交叉，原有裂缝宽度增加较快，而新裂缝产生较少。当加载至3Δy时，不再出现新裂缝，既有裂缝继续斜向发展并相互交叉，且裂缝宽度增长较快，剪力墙根部受压混凝土出现竖向裂缝。当尝试加载至5Δy时，受拉区混凝土严重脱落，边缘构件最外侧竖向钢筋拉断、箍筋外露，试件承载力急剧下降，停止试验。

对于破坏形态，三者基本相同，均为弯剪破坏形态，且均表现为钢筋拉断、边缘混凝土压溃、箍筋外露，各试件破坏形态见图3-28。

图3-28　约束浆锚墙抗震性能试验试件破坏形态

（5）滞回曲线与骨架曲线

试验中各试件的滞回曲线与骨架曲线见图3-29，从图中可以看出，对于滞回曲线，各试件滞回环形状近似，均呈反S形，滞回环形状较为饱满，表现出良好的滞回性能。

图3-29　约束浆锚墙抗震性能试验试件滞回曲线与骨架曲线

（6）承载能力

各试件的开裂荷载、屈服荷载及峰值荷载见表3-17。从表中可以看出，与XJ试件比较，ZP1、ZP2试件的开裂荷载由于节点拼缝处混凝土不连续而有所降低外，其屈服荷载与峰值荷载均基本接近，表现出良好的强度特性。

表3-17　约束浆锚墙抗震性能试验试件强度数据表

注：各级荷载数值均取正、反向荷载值的平均值。

（7）刚度特性

各试件的割线刚度退化曲线见图3-30，从图中可以看出，约束浆锚墙试件刚度特性与现浇试件基本接近，表现出良好的刚度特性。

图3-30　约束浆锚墙抗震性能试验试件刚度退化曲线

（8）变形能力与延性

各试件变形参数见表3-18，从表中可以看出，各试件的弹性位移角均大于1/1 000、极限位移角均大于1/120，均能满足规范要求的抗震变形要求；约束浆锚墙试件具有与现浇试件相当的位移延性系数，其中，ZP1试件的极限位移及位移延性系数相对较小，根据试验过程分析认为，由于装配式试件存在的沿水平拼缝的扭转在试验中不可避免，导致其承载力较早下降，也影响了其变形能力与延性性能。

表3-18　约束浆锚墙抗震性能试验试件变形数据表

注：Δy、θy分别为试件屈服位移、屈服位移角；Δu、θu分别为试件极限位移、极限位移角；μ为位移延性系数。

（9）耗能能力

各试件在开裂、屈服、极限等加载特征阶段的等效黏滞阻尼系数，列于表3-19。随着荷载增大，各试件等效黏滞阻尼系数逐渐增大，且屈服阶段后增幅明显；各试件等效黏滞阻尼系数在各个加载阶段均基本接近。

表3-19　约束浆锚墙抗震性能试验试件耗能数据表

（10）试验结论

根据直接试验数据来看，采用了螺旋箍筋约束的约束浆锚墙试件，其抗裂性能、承载能力、刚度性能、位移延性及耗能能力与现浇试件相当，具备了良好的抗震性能。

采用螺旋箍筋约束构造可达到与矩形螺旋箍筋约束构造及封闭箍筋约束构造等同的效果，均可保证对墙肢边缘构件端部混凝土的良好约束，有效改善了试件的变形能力与耗能能力，该构造已被纳入到江苏省工程建设标准《装配整体式混凝土剪力墙结构技术规程》（DGJ32/TJ 125—2016）中。

6）边缘构件U形筋/镦头钢筋搭接、混凝土局部现浇的预制剪力墙混合连接节点抗震性能研究

（1）构造设计方案

鉴于金属波纹管浆锚钢筋连接技术的搭接连接特性，为提高边缘构件混凝土受压性能并改善该部位浆锚连接钢筋搭接传力性能，从约束混凝土角度出发，探索了矩形螺旋箍筋约束、焊接封闭箍筋约束及螺旋箍筋局部约束等多种构造措施，并通过试验检验了其抗震性能。此处，从改变边缘构件钢筋连接技术角度出发，提出边缘构件钢筋采用U形筋或镦头钢筋搭接、局部混凝土现浇的混合连接技术（图3-31）。

图3-31　混合连接构造示意（以U形筋搭接为例）
1—剪力墙上层预制内墙板；2—剪力墙下层预制内墙板；3—竖向U形闭合钢筋；
4—水平分布钢筋；5—拼缝处坐浆层；6—竖向浆锚钢筋；7—金属波纹浆锚管；
8—灌浆料；9—浇筑口；10—预留浇筑孔；11—现浇混凝土；12—水平加强钢筋；13—箍筋

混合连接构造利用U形筋或镦头钢筋的良好锚固性能，改善了边缘构件竖向钢筋传力性能，并减小钢筋锚固长度，从而降低现浇混凝土高度。中部采用浆锚连接技术，便于现场预制墙板安装及临时固定。另外，现场局部浇筑混凝土有利于节点错缝，可改进节点受力。

（2）试件设计

基于混合连接构造，开展低周反复荷载试验，研究其抗震性能。试验设计中除考虑了边缘构件U形筋或镦头钢筋搭接两种情况外，同时对现浇区域灌注混凝土或灌浆料两种材料进行了探讨。

试验共制作7个1∶1足尺比例模型，试件详情见表3-20，各试件设计详图见图3-32。

表3-20　混合连接墙抗震性能试验试件详表

试件的外形尺寸一致，剪力墙高为3 200 mm，截面尺寸为1 600 mm×200 mm，底座长度为2 200 mm，截面尺寸为640 mm×700 mm，加载梁的截面尺寸为240 mm×250 mm，试件的总高度为4 090 mm。

图3-32　混合连接墙抗震性能试验试件设计详图

（3）试验加载方案

采用低周反复水平荷载加载方案，并采用力和位移双控制度，即试件屈服前按力控制加载，每级荷载循环1次；试件屈服后按位移控制加载，位移增量控制为屈服位移，每级位移循环3次，直至试件破坏或变形过大不适于继续加载，试验终止。

图3-33　混合连接墙抗震性能试验加载装置

所有试件均在东南大学九龙湖校区结构试验室进行加载试验。与前述试验加载装置相同，水平加载设备均采用1 000 kN液压伺服控制系统（MTS）；竖向轴压荷载利用张拉1860级预应力钢绞线方式施加，轴压比为0.1；侧向设置了防倾覆与扭转的型钢三脚架。试验加载照片见图3-33。同样，试验规定MTS外推时为正，内拉时为负。

（4）试验现象与破坏形态

各试件破坏过程相近，均经历了弹性、开裂、屈服及破坏阶段，试验过程详述如下：

SW1试件：加载初期至±150 kN，试件处于未开裂弹性阶段，加载和卸载的荷载-位移曲线基本重合。当加载至±170 kN时，剪力墙受拉侧底部出现1道水平裂缝，进入开裂阶段。随着加载荷载变大，裂缝逐渐增多，当加载至±370 kN时，边缘构件最外侧受拉钢筋屈服，试件进入屈服阶段，屈服位移取Δy=18.5 mm。进入位移控制阶段后，裂缝普遍斜向发展并相互交叉，原有裂缝宽度增加较快，而新裂缝产生较少。当加载至3Δy时，不再出现新裂缝，既有裂缝继续斜向发展并相互交叉，剪力墙根部受压混凝土出现明显竖向裂缝。当加载至4Δy时，受压区混凝土严重脱落，边缘构件最外侧竖向钢筋拉断，试件承载力下降，停止试验。

SW2试件：加载初期至±110 kN，试件处于未开裂弹性阶段，加载和卸载的荷载-位移曲线基本重合。当加载至±115 kN时，剪力墙与底座交界面受拉侧出现首道水平裂缝，进入开裂阶段。当加载至±190 kN时，现浇区顶部出现水平裂缝。随着加载荷载变大，裂缝逐渐增多，当加载至±310 kN时，边缘构件最外侧受拉钢筋屈服，试件进入屈服阶段，屈服位移取Δy=15 mm。进入位移控制阶段后，墙肢高处水平裂缝继续形成，原有裂缝宽度增大并斜向发展。当加载至3Δy时，不再出现新裂缝，既有裂缝继续斜向发展并相互交叉，现浇区顶部水平裂缝斜向发展，剪力墙根部受压混凝土保护层出现明显竖向裂缝。当加载至4Δy时，受压区混凝土保护层严重脱落，边缘构件最外侧竖向钢筋拉断，试件承载力下降，停止试验。

SW3试件：加载初期至±120 kN，试件处于未开裂弹性阶段，加载和卸载的荷载-位移曲线基本重合。当加载至±130 kN时，剪力墙与底座交界面受拉侧出现首道水平裂缝，进入开裂阶段。当加载至±190 kN时，现浇区顶部出现水平裂缝。随着加载荷载变大，裂缝逐渐增多，当加载至±310 kN时，边缘构件最外侧受拉钢筋屈服，试件进入屈服阶段，屈服位移取Δy=15.5 mm。进入位移控制阶段后，墙肢高处水平裂缝继续形成，原有裂缝宽度增大并斜向发展。当加载至3Δy时，不再出现新裂缝，既有裂缝继续斜向发展并相互交叉，现浇区顶部水平裂缝斜向发展，剪力墙根部受压混凝土保护层出现明显竖向裂缝。当尝试加载至5Δy时，受压区混凝土严重压溃，边缘构件最外侧竖向钢筋拉断，试件承载力下降，停止试验。

SW4试件：加载初期至±110 kN，试件处于未开裂弹性阶段，加载和卸载的荷载-位移曲线基本重合。当加载至±120 kN时，剪力墙与底座交界面受拉侧出现首道水平裂缝，进入开裂阶段。当加载至±160 kN时，现浇区顶部出现水平裂缝。随着加载荷载变大，裂缝逐渐增多，当加载至±320 kN时，边缘构件最外侧受拉钢筋屈服，试件进入屈服阶段，屈服位移取Δy=15 mm。进入位移控制阶段后，墙肢高处水平裂缝继续形成，原有裂缝宽度增大并斜向发展。当加载至3Δy时，不再出现新裂缝，既有裂缝继续斜向发展并相互交叉，现浇区顶部水平裂缝斜向发展，剪力墙根部受压混凝土保护层出现明显竖向裂缝。当尝试加载至5Δy时，受压区混凝土保护层严重脱落，边缘构件最外侧竖向钢筋拉断，试件承载力下降，停止试验。

SW5试件：加载初期至±110 kN，试件处于未开裂弹性阶段，加载和卸载的荷载-位移曲线基本重合。当加载至±120 kN时，剪力墙与底座交界面受拉侧出现首道水平裂缝，进入开裂阶段。当加载至±140 kN时，现浇区顶部出现水平裂缝。随着加载荷载变大，裂缝逐渐增多，当加载至±320 kN时，边缘构件最外侧受拉钢筋屈服，试件进入屈服阶段，屈服位移取Δy=15 mm。进入位移控制阶段后，墙肢高处水平裂缝继续形成，原有裂缝宽度增大并斜向发展。当加载至3Δy时，不再出现新裂缝，既有裂缝继续斜向发展并相互交叉，现浇区顶部水平裂缝斜向发展，剪力墙根部受压混凝土保护层出现明显竖向裂缝。当加载至4Δy时，受压区混凝土保护层严重脱落，边缘构件最外侧竖向钢筋拉断，试件承载力下降，停止试验。

SW6试件：加载初期至±110 kN，试件处于未开裂弹性阶段，加载和卸载的荷载-位移曲线基本重合。当加载至±120 kN时，剪力墙与底座交界面受拉侧出现首道水平裂缝，进入开裂阶段。当加载至±160 kN时，现浇区顶部出现水平裂缝。随着加载荷载变大，裂缝逐渐增多，当加载至±320 kN时，边缘构件最外侧受拉钢筋屈服，试件进入屈服阶段，屈服位移取Δy=15 mm。进入位移控制阶段后，墙肢高处水平裂缝继续形成，原有裂缝宽度增大并斜向发展。当加载至3Δy时，不再出现新裂缝，既有裂缝继续斜向发展并相互交叉，现浇区顶部水平裂缝斜向发展，剪力墙根部受压混凝土保护层出现明显竖向裂缝。当加载至4Δy时，受压区混凝土严重压溃，边缘构件最外侧竖向钢筋拉断，试件承载力下降，停止试验。

SW7试件：加载初期至±110 kN，试件处于未开裂弹性阶段，加载和卸载的荷载-位移曲线基本重合。当加载至±120 kN时，剪力墙与底座交界面受拉侧出现首道水平裂缝，进入开裂阶段。当加载至±140 kN时，现浇区顶部出现水平裂缝。随着加载荷载变大，裂缝逐渐增多，当加载至±320 kN时，边缘构件最外侧受拉钢筋屈服，试件进入屈服阶段，屈服位移取Δy=15 mm。进入位移控制阶段后，墙肢高处水平裂缝继续形成，原有裂缝宽度增大并斜向发展。当加载至3Δy时，不再出现新裂缝，既有裂缝继续斜向发展并相互交叉，现浇区顶部水平裂缝斜向发展，剪力墙根部受压混凝土保护层出现明显竖向裂缝。当加载至4Δy时，受压区混凝土严重压溃，边缘构件最外侧竖向钢筋拉断，试件承载力下降，停止试验。

各试件最终破坏形态见图3-34。所有试件均呈现弯剪破坏形态，且均表现为钢筋拉断、边缘混凝土压溃。

图3-34　混合连接墙抗震性能试验试件破坏形态

（5）滞回曲线与骨架曲线

试验中各试件的滞回曲线与骨架曲线见图3-35，从图中可以看出，对于滞回曲线，各试件滞回环形状近似，均呈反S形，滞回环形状较为饱满，表现出良好的滞回性能。

图3-35　混合连接墙抗震性能试验试件滞回曲线与骨架曲线

（6）承载能力

各试件的开裂荷载、屈服荷载及峰值荷载见表3-21。从表中可以看出，与XJ试件比较，各混合连接试件的开裂荷载、屈服荷载与峰值荷载均有所降低。分析认为，与前述装配式剪力墙试件相同，由于节点拼缝处混凝土不连续而造成试件开裂荷载降低；而与前述装配式剪力墙试件明显不同的是，节点边缘构件局部现浇，形成的更多新老混凝土结合面在一定程度上削弱了试件承载力，同时，由于试件制作过程中现浇混凝土质量控制不严格，不可避免地存在浇筑质量不一致的问题，反映在各试件在峰值荷载的较大离散性。总体来看，若能严格控制局部现浇混凝土或灌浆质量，混合连接墙试件可以达到良好的强度性能。

同时可以看出，采用镦头钢筋对接连接试件承载力总体上稍高于采用U形钢筋对接连接试件，而局部现浇区灌注灌浆料或混凝土对试件承载力无明显的影响。

表3-21　混合连接墙抗震性能试验试件强度数据表

注：各级荷载数值均取正、反向荷载值的平均值。

（7）刚度特性

各试件的割线刚度退化曲线见图3-36，从图中可以看出，约束浆锚墙试件刚度特性与现浇试件基本接近，表现出良好的刚度特性。

图3-36　混合连接墙抗震性能试验试件刚度退化曲线

（8）变形能力与延性

各试件变形参数见表3-22，从表中可以看出，各试件的弹性位移角均大于1/1 000、极限位移角均大于1/120，均能满足规范要求的抗震变形要求；混合连接墙试件具有与现浇试件相当甚至更高的位移延性系数，而钢筋形式及局部现浇区材料种类对试件变形能力及延性性能影响不明显。

表3-22　混合连接墙抗震性能试验试件变形数据表

注：Δy、θy分别为试件屈服位移、屈服位移角；Δu、θu分别为试件极限位移、极限位移角；μ为位移延性系数。

（9）耗能能力

各试件在开裂、屈服、极限等加载特征阶段的等效黏滞阻尼系数，列于表3-23。随着荷载增大，各试件等效黏滞阻尼系数逐渐增大，且屈服阶段后增幅明显；采用U形钢筋对接试件耗能能力稍优于采用镦头钢筋对接试件，突出表现在极限荷载阶段，前者等效黏滞阻尼系数高于现浇试件，而后者则低于现浇试件；局部现浇区灌注材料种类对耗能能力则影响不明显。

表3-23　约束浆锚墙抗震性能试验试件耗能数据表

（10）试验结论

根据试验数据来看，边缘构件钢筋采用U形钢筋或镦头钢筋搭接、局部混凝土现浇的混合连接技术的装配式混凝土剪力墙试件，虽然其结构构造及制作工艺与现浇混凝土试件及前述装配式混凝土试件有较大区别，但仍然表现出良好的滞回性能，具备了足够的承载能力、刚度、位移延性及耗能能力。

边缘构件局部现浇区高度能满足U形钢筋及镦头钢筋的锚固要求，试验中均未发生钢筋锚固失效，但钢筋形式对试件耗能能力有一定影响，采用U形钢筋对接试件耗能能力稍优于采用镦头钢筋对接试件。而边缘构件局部现浇区所采用材料，即灌注混凝土或灌浆料，对试件抗震性能无明显的直接影响。

同时，由于边缘构件局部现浇，其形成多个新老混凝土结合面，因此，现浇部位的质量控制尤其重要，应严格控制。

7）系列节点技术对比总结

将前述系列节点构造与性能详列于表3-24，以便对比与参考。

表3-24　装配式混凝土剪力墙竖向连接节点对比总结

续表3-24