馮帥克，郭正興，劉毅，潘清，徐軍林，汪國良，邢瓊

(1.東南大學(xué) 土木工程學(xué)院，江蘇 南京，211189；2.無錫地鐵集團有限公司，江蘇 無錫，214100；3.中鐵第四勘察設(shè)計院集團有限公司，湖北 武漢，430063)

將預(yù)制裝配技術(shù)應(yīng)用于地下車站的建設(shè)，以發(fā)揮裝配式建造技術(shù)在車站施工中的優(yōu)勢，有利于推動地下裝配式建筑的發(fā)展，也有助于地下建筑工程實現(xiàn)產(chǎn)業(yè)優(yōu)化升級[1]。目前，我國對地鐵車站在裝配式建造技術(shù)方面的研究及應(yīng)用正處于起步階段。根據(jù)技術(shù)路線的不同，可將裝配式車站的結(jié)構(gòu)形式分為“全預(yù)制裝配式地鐵車站”與“疊合預(yù)制裝配式地鐵車站”。

在全預(yù)制裝配式地鐵車站中，車站主體結(jié)構(gòu)采用全預(yù)制構(gòu)件，預(yù)制構(gòu)件之間采用干式連接形成結(jié)構(gòu)整體[2]。長春地鐵2 號線袁家店車站是我國建成的首座全預(yù)制裝配式地鐵車站，車站預(yù)制構(gòu)件之間的連接采用注漿式榫槽節(jié)點連接。楊秀仁等[3-5]通過試驗與數(shù)值模擬相結(jié)合的方法對節(jié)點的受力性能以及結(jié)構(gòu)整體的抗震性能進(jìn)行了全面分析。在疊合預(yù)制裝配式地鐵車站中，車站主體結(jié)構(gòu)采用疊合預(yù)制構(gòu)件，預(yù)制構(gòu)件間的連接多采用“濕連接”方式[6]。相比較而言，疊合預(yù)制構(gòu)件的自重較輕，方便運輸，在有大量基坑內(nèi)撐的施工條件下，預(yù)制構(gòu)件自重減輕可有效提高施工效率。無錫至江陰城際軌道交通工程中采用單側(cè)預(yù)制疊合外墻板構(gòu)件代替全預(yù)制外墻板，分塊預(yù)制的單側(cè)墻板經(jīng)現(xiàn)場拼接連接后，在其外側(cè)澆筑疊合層混凝土，形成裝配式地鐵車站結(jié)構(gòu)的外側(cè)墻體系[7]。單側(cè)預(yù)制墻板在施工現(xiàn)場的可靠連接是保證結(jié)構(gòu)整體受力性能的關(guān)鍵。對于外墻與底板間豎向鋼筋的連接，最常見的連接方式是灌漿套筒連接。杜修力等[8]對采用灌漿套筒連接的外墻底節(jié)點進(jìn)行了擬靜力加載試驗，驗證了灌漿套筒連接應(yīng)用于地下車站結(jié)構(gòu)的可靠性。由于灌漿套筒連接方式對于鋼筋的定位精度要求較高，且存在灌漿質(zhì)量不易檢測的缺點[9]，為提高外墻在施工現(xiàn)場的連接效率，本文作者提出一種采用U 型筋搭接連接的車站外墻-底板連接節(jié)點。

1 新型外墻-底板節(jié)點

車站外墻與底板的連接節(jié)點如圖1所示，單側(cè)預(yù)制墻板底部伸出豎向U 型鋼筋，車站底板在外墻部位錯位伸出與上部U 型鋼筋對應(yīng)的下U 型鋼筋，上下U 型鋼筋搭接連接后在搭接區(qū)內(nèi)插入橫向鋼筋，最后通過現(xiàn)場在預(yù)制墻板外側(cè)以及連接區(qū)連續(xù)澆筑混凝土，實現(xiàn)車站外墻與底板的連接。預(yù)制墻板外側(cè)混凝土的連續(xù)澆筑可以有效提高結(jié)構(gòu)的自防水性能，結(jié)合相應(yīng)的構(gòu)造措施以及防水層的設(shè)置可以滿足車站一級防水的要求。

圖1 裝配式地下車站外墻-底板節(jié)點Fig.1 Sidewall and floor joint of precast subway station

采用U型鋼筋搭接連接的外墻-底板節(jié)點首次應(yīng)用于地下結(jié)構(gòu)，其受力性能是影響結(jié)構(gòu)整體承載能力的關(guān)鍵。車站側(cè)墻節(jié)點在使用階段不但承受水壓力以及土壓力產(chǎn)生的側(cè)向荷載，地震發(fā)生時也將承受地震荷載。截至目前，我國對地下結(jié)構(gòu)中節(jié)點的抗震性能研究較少[10]，為研究該新型節(jié)點的抗震性能，結(jié)合實際工程項目，設(shè)計制作3個足尺預(yù)制拼裝節(jié)點試件。通過擬靜力試驗，研究節(jié)點的承載能力、破壞形態(tài)、滯回性能以及U型鋼筋搭接連接的傳力性能，以期為采用U 型鋼筋搭接連接的外墻-底板節(jié)點在地下結(jié)構(gòu)中的設(shè)計應(yīng)用提供參考。

2 試驗概況

2.1 試件設(shè)計

依據(jù)GB 50011—2010“建筑抗震設(shè)計規(guī)范”[11]，在不考慮土層側(cè)向荷載的影響下，車站結(jié)構(gòu)的計算簡圖如圖2所示。節(jié)點試件中的外墻縱向?qū)挾热? m，節(jié)點試件整體高度則根據(jù)側(cè)墻反彎點的位置確定。

圖2 車站結(jié)構(gòu)計算簡圖Fig.2 Calculation diagram of subway station

3 個節(jié)點試件的墻身高度均設(shè)計為3 480 mm，底板厚度均為900 mm。節(jié)點試件的側(cè)墻厚度均為700 mm，由于車站側(cè)墻底部剪力較大，因此在試件底部進(jìn)行加腋處理，腋板高度為600 mm。根據(jù)車站橫截面的內(nèi)力包絡(luò)圖對試件外墻配筋進(jìn)行設(shè)計，如圖3所示。U 型鋼筋的搭接長度則依據(jù)GB 50010—2010“混凝土結(jié)構(gòu)設(shè)計規(guī)范”[12]與GB 50011—2010[11]中受拉鋼筋綁扎搭接接頭長度的規(guī)定進(jìn)行初步預(yù)估。在此基礎(chǔ)上，考慮U 型筋伸出長度對于預(yù)制構(gòu)件運輸安裝的影響，參考現(xiàn)有文獻(xiàn)中對裝配式剪力墻U 型筋搭接連接的設(shè)計建議[13-14]，對U 型筋的搭接長度進(jìn)行縮減優(yōu)化。3個節(jié)點試件的U 型筋搭接長度均為529 mm，U 型筋的彎弧內(nèi)半徑R均為60 mm。U型筋的搭接連接細(xì)節(jié)如圖4所示。為研究U型筋搭接位置對試件受力性能的影響，分別設(shè)計3個節(jié)點區(qū)位置各不相同的預(yù)制拼裝節(jié)點試件，各節(jié)點試件節(jié)點區(qū)頂部距離底板的距離分別為1.6(試件PSJ1)，1.2(試件PSJ2)和0.8 m(試件PSJ3)，見圖4。

圖3 試件幾何尺寸及配筋Fig.3 Dimensions and reinforcement details of specimens

圖4 U型筋連接細(xì)節(jié)及位置Fig.4 Overlapping U-bars details and location

3個節(jié)點試件的混凝土強度以及配筋參數(shù)如表1所示。表1 中，fcu,p與fcu,c分別為節(jié)點試件中預(yù)制混凝土與現(xiàn)澆混凝土的立方體抗壓強度。所有節(jié)點試件的混凝土立方體抗壓強度均通過同條件養(yǎng)護(hù)下的標(biāo)準(zhǔn)立方體試塊測得。fc,p與fc,c分別為預(yù)制混凝土與現(xiàn)澆混凝土的軸心抗壓強度。混凝土軸心抗壓強度是根據(jù)GB 50010—2010[12]由fcu,p與fcu,c計算得到的。

表1 節(jié)點試件參數(shù)Table 1 Parameters of joint specimens

節(jié)點試件的側(cè)墻承載力按JGJ 1—2014“裝配式混凝土結(jié)構(gòu)技術(shù)規(guī)程”[15]以及GB 50010—2010[12]進(jìn)行理論計算，計算結(jié)果如表2所示。外墻的抗彎承載力計算所選的控制截面為1-1截面以及2-2截面，如圖3所示。1-1截面為U型筋搭接區(qū)頂部截面，2-2 截面為腋板頂部截面即變截面。表2中，M1+與M1-分別為推、拉方向加載時1-1截面的抗彎承載力計算值；M2+與M2-分別為推、拉方向加載時2-2 截面的抗彎承載力計算值；Pu,V為墻身的抗剪承載力計算值；根據(jù)外墻的極限承載力可以推算得到正向加載時加載點水平極限荷載的計算值Pu,d+，以及反向加載時加載點水平極限荷載的計算值Pu,d-。根據(jù)節(jié)點試件墻身極限承載力的計算結(jié)果可知，節(jié)點試件正(推)向加載由受剪承載力控制，外墻發(fā)生剪切破壞；反(拉)向加載由受彎承載力控制，外墻發(fā)生彎曲破壞。

表2 承載力理論計算值Table 2 Calculated value of loads

根據(jù)GB 50010—2010[12]，對疊合界面的粗糙度進(jìn)行處理，以保證單側(cè)預(yù)制墻板與外側(cè)現(xiàn)澆混凝土間豎向接縫的受剪強度。根據(jù)JGJ 1—2014[15]對預(yù)制板端水平接縫的受剪承載力進(jìn)行設(shè)計，水平接縫的受剪承載力V0可按下式進(jìn)行估算：

式中：Ac1為水平接縫截面后澆混凝土疊合層的截面面積；Asd為垂直穿過水平接縫所有縱筋的截面積；fy為縱筋的屈服強度。V0的估算值約為墻身抗剪承載力計算值的3.5倍，能夠保證加載過程中不出現(xiàn)水平接縫的受剪破壞。

2.2 鋼筋材料性能

節(jié)點試件的承載力設(shè)計采用鋼材強度實測值。不同直徑(d)鋼筋的屈服強度fy、極限強度fu、彈性模量Es、屈服應(yīng)變?y以及伸長率δ等力學(xué)性能指標(biāo)實測結(jié)果如表3所示。

表3 鋼筋力學(xué)性能Table 3 Material properties of reinforcements

2.3 試驗加載裝置與加載方式

試件加載裝置如圖5所示。節(jié)點試件底板與試驗室底板固定，通過最大荷載為1 000 kN 的水平作動器對節(jié)點試件墻頂施加水平低周反復(fù)荷載。實際工程中車站下層側(cè)墻的軸壓比為0.03，由于車站外墻構(gòu)件在設(shè)計過程中并不需要進(jìn)行軸壓比控制[16]，結(jié)合節(jié)點試件正向加載時可能出現(xiàn)的墻身剪切破壞，出于操作安全考慮，3個節(jié)點試件均未施加豎向軸壓荷載。

圖5 加載裝置示意圖Fig.5 Diagram of test setup

試驗加載采用荷載-位移混合控制。由表2 可知，加載過程中3個節(jié)點試件均先達(dá)到反向水平極限荷載限值Pu,d-，在節(jié)點試件達(dá)到Pu,d-前，采用荷載控制加載，荷載增量為0.25Pu,d-，每級加載循環(huán)2次。達(dá)到Pu,d-后，采用位移控制加載，位移增量為節(jié)點試件達(dá)到Pu,d-時對應(yīng)的墻頂位移Δu,d-，每級加載循環(huán)3次。當(dāng)加載至試件破壞或承載力下降至峰值荷載的85%時停止試驗。

2.4 試驗數(shù)據(jù)獲取

本文主要測量墻頂?shù)奈灰婆c反力并監(jiān)測墻體的裂縫發(fā)展以及U 型筋搭接連接區(qū)的鋼筋應(yīng)變變化。通過MTS 水平作動器的內(nèi)置傳感器獲得墻頂?shù)奈灰婆c反力。為觀察以及描述墻體裂縫的發(fā)展變化，將墻身表面分為4 個觀測面，如圖5所示。節(jié)點試件的鋼筋應(yīng)變測點布置如圖6所示，通過與測點連接的DH3816N 應(yīng)變采集儀記錄加載過程中的應(yīng)變變化。

圖6 鋼筋應(yīng)變測點布置Fig.6 Layout of bar strain gauges

3 試驗過程及分析

3.1 試驗現(xiàn)象及破壞形態(tài)

3 個節(jié)點試件的初始裂縫均出現(xiàn)在變截面位置。根據(jù)GB 50157—2013“地鐵設(shè)計規(guī)范”[17]中規(guī)定的車站結(jié)構(gòu)裂縫寬度限值判斷，節(jié)點試件裂縫寬度最先達(dá)到設(shè)計限值的位置均為墻內(nèi)觀側(cè)面的變截面處。3 個節(jié)點試件的最終破壞形態(tài)如圖7所示。

圖7 試件破壞形態(tài)Fig.7 Failure modes of specimens

對于節(jié)點試件PSJ1，在正向加載達(dá)到357.4 kN，反向加載達(dá)到223.1 kN時，U型搭接鋼筋側(cè)面混凝土上出現(xiàn)豎向黏結(jié)開裂裂縫。隨著加載的繼續(xù)，黏結(jié)開裂裂縫的寬度逐漸增加，并沿U 型搭接鋼筋的縱向進(jìn)一步發(fā)展，使得連接區(qū)角部的混凝土剝落。當(dāng)墻頂正向位移達(dá)到45 mm 時，靠近前觀測面U型鋼筋中的內(nèi)側(cè)彎弧處發(fā)生斷裂，如圖7(a)所示。此后，節(jié)點試件的承載力出現(xiàn)明顯下降；在第3 次循環(huán)加載結(jié)束(墻頂位移為52.5 mm)時，試件停止加載。

對于節(jié)點試件PSJ2，在正向加載達(dá)到222.4 kN，反向加載達(dá)到-154.3 kN 時，U 型鋼筋側(cè)面混凝土上出現(xiàn)豎向黏結(jié)開裂裂縫；在墻頂位移達(dá)到45 mm時，U型筋搭接區(qū)角部以及U型筋側(cè)面混凝土開始出現(xiàn)剝落，構(gòu)件的正向承載力達(dá)到峰值，為594.0 kN。在墻頂反向位移達(dá)到-52.5 mm 時，受拉側(cè)U 型鋼筋的彎弧內(nèi)部混凝土已被壓碎，如圖7(b)所示。構(gòu)件此時的反向承載力達(dá)到峰值，為-415.4 kN。隨著U 型筋周圍混凝土的逐漸剝落，試件的抗彎承載力持續(xù)下降，在第3次循環(huán)加載結(jié)束(墻頂位移為60 mm)時，試件停止加載。

對于節(jié)點試件PSJ3，在正向加載達(dá)到357.4 kN，反向加載達(dá)到-223.1 kN 時，U 型搭接鋼筋側(cè)面混凝土表面出現(xiàn)豎向黏結(jié)開裂裂縫；隨著荷載的增加，裂縫寬度進(jìn)一步發(fā)展，U型鋼筋外露。在墻頂位移達(dá)到52.5 mm時，加載停止。試件的最終破壞形態(tài)為外墻墻身剪切破壞，如圖7(c)所示。

3個節(jié)點試件的連接區(qū)均在加載過程中出現(xiàn)不同程度的損傷，U型搭接鋼筋的側(cè)面混凝土均出現(xiàn)了不同程度的黏結(jié)開裂。試件PSJ1與PSJ2分別出現(xiàn)了U 型筋彎弧處的斷裂破壞以及U 型筋彎弧內(nèi)部混凝土的壓碎破壞，兩種破壞形態(tài)均表明U 型鋼筋搭接連接失效，因此，這2個節(jié)點試件均未出現(xiàn)設(shè)計預(yù)估的墻身剪切破壞。相比于PSJ1與PSJ2，PSJ3 中U 型筋周圍混凝土的黏結(jié)開裂發(fā)展有限，沒有造成U 型鋼筋搭接連接的最終失效。節(jié)點試件發(fā)生了與理論設(shè)計一致的墻身剪切破壞。

3.2 滯回曲線及骨架曲線

3 個節(jié)點試件的外墻頂荷載-位移滯回曲線如圖8所示。圖8中，Pmax+和Pmax-分別為正向與反向極限荷載；Py為屈服荷載。由于墻底內(nèi)外側(cè)縱筋配筋率的差異以及墻內(nèi)側(cè)的加腋構(gòu)造，所有節(jié)點試件的荷載-位移曲線在正反加載方向均不完全對稱。節(jié)點試件滯回曲線所包絡(luò)的面積均是在墻內(nèi)側(cè)縱筋屈服后才開始增加的。PSJ1 墻身內(nèi)側(cè)縱筋在試件破壞前一級加載中才進(jìn)入屈服狀態(tài)，因此其滯回曲線飽滿程度較差。PSJ3 墻身內(nèi)側(cè)縱筋屈服最早，但墻身最終的剪切破壞影響了滯回曲線最終的飽滿程度。PSJ2 墻內(nèi)側(cè)縱筋的屈服要早于PSJ1 墻內(nèi)側(cè)縱筋的屈服，并且加載過程中U 型鋼筋周圍混凝土發(fā)生了嚴(yán)重的塑性損傷，增加了節(jié)點試件的耗能能力，因此PSJ2 滯回曲線的飽滿程度比其他節(jié)點試件的略高。

圖8 荷載-位移滯回曲線與骨架曲線Fig.8 Load-displacement hysteretic loops

圖8所示為節(jié)點試件的荷載-位移骨架曲線。通過骨架曲線可以得到節(jié)點試件正反方向加載時的開裂荷載Pcr、極限荷載Pmax、破壞時的極限位移Δmax以及內(nèi)側(cè)縱筋屈服時的荷載Py與相應(yīng)的位移Δy等特征參數(shù)，見表4。由表4可知，PSJ3的正向極限承載力最大，為654.9 kN，較PSJ1 與PSJ2 分別提高了3.7%與10.3%。PSJ1 的反向極限承載力絕對值最大，為417.9 kN，主要是因為其內(nèi)側(cè)縱筋屈服較晚。相對而言，PSJ3 內(nèi)側(cè)縱筋屈服最早，因此其反向極限承載力絕對值最小，較PSJ1 降低了16.7%。

表4 試件特征參數(shù)Table 4 Characteristic parameters of specimens

表5所示為節(jié)點試件正反方向的承載力極限值Pmax+和Pmax-與理論計算值Pu,d+和Pu,d-的對比結(jié)果。對比分析可知，節(jié)點試件PSJ1 反方向的承載力極限值Pmax-與理論計算值Pu,d-幾乎相等，節(jié)點試件PSJ2 與PSJ3 的Pmax-的絕對值較Pu,d-的絕對值分別提高了8.5%與7.0%，說明3 個節(jié)點試件反向加載時的抗彎承載力理論計算值與試驗值的相對誤差較小。PSJ3 正方向的承載力極限值Pmax+與理論計算值Pu,d+幾乎相等，而節(jié)點試件PSJ1 與PSJ2 的Pmax+較Pu,d+分別降低了11.2%與13.3%。由于PSJ1與PSJ2 在墻身剪切破壞前便出現(xiàn)了U 型筋搭接連接失效，因此其正方向的承載力極限值明顯小于按墻身抗剪承載力得到的理論計算值。

表5 承載力計算結(jié)果與試驗結(jié)果對比Table 5 Comparison of calculation results and test results of bearing capacity

3.3 耗能分析

通過計算累計耗能E來對比分析節(jié)點試件的耗能能力[18]，試件的累計耗能E-循環(huán)次數(shù)i曲線如圖9所示。由圖9 可見：在加載初期，不同試件的單級耗能能力均較小，各曲線基本重合；隨著試件混凝土的開裂與受力筋的屈服，各試件累計耗能的增速開始增加。其中，PSJ3 的墻身內(nèi)側(cè)受力縱筋最早屈服，因此其累計耗能曲線的增速最快，而PSJ1 由于鋼筋屈服較晚，因此其累計耗能曲線的增速較慢。PSJ1 與PSJ3 在加載后期均出現(xiàn)脆性破壞，因此其最終累計耗能值較小，而PSJ2 的極限位移比PSJ1與PSJ3的更大，因此其最終累計耗能值最大，分別較PSJ1 與PSJ3 提高了40.4%與32.9%。

圖9 節(jié)點試件耗能能力Fig.9 Energy dissipation capacity of joint specimens

3.4 剛度退化

采用節(jié)點試件環(huán)線剛度Kj來分析節(jié)點試件推拉方向的剛度退化特性[19]，其表達(dá)式為

圖10 試件剛度退化曲線Fig.10 Stiffness degradation curves of specimens

3.5 U型鋼筋位移-應(yīng)變曲線

根據(jù)3個節(jié)點試件連接區(qū)內(nèi)U型搭接鋼筋的應(yīng)變發(fā)展規(guī)律，分析U 型鋼筋連接的傳力機理與傳力效果。各測點的位移-應(yīng)變關(guān)系曲線如圖11所示。圖11 中，εy為屈服應(yīng)變。由圖11 可見，加載過程中U 型筋的內(nèi)外兩側(cè)呈現(xiàn)完全相反的受力狀態(tài)。由于墻身內(nèi)外兩側(cè)縱筋配筋率不同，內(nèi)側(cè)縱筋在受拉狀態(tài)下的應(yīng)變增量明顯更快，并且由于上下U型鋼筋直徑不同，3個節(jié)點試件中只有U型筋搭接區(qū)頂部截面即1-1截面的內(nèi)側(cè)縱筋(由TV1R測得)進(jìn)入屈服狀態(tài)。隨著節(jié)點區(qū)高度的降低，1-1截面的內(nèi)側(cè)縱筋更早進(jìn)入屈服狀態(tài)，反映了3個節(jié)點試件反向加載時抗彎承載力的變化。搭接區(qū)頂部的內(nèi)外側(cè)縱筋應(yīng)變分別由測點TV1R 與TV1L 測得，靠近搭接區(qū)底部的內(nèi)外側(cè)縱筋應(yīng)變分別由測點BV2R 與BV2L 測得。對比TV1R 與BV2R 以及TV1L 與BV2L 的應(yīng)變變化可知，搭接區(qū)頂部與底部的同側(cè)縱筋的應(yīng)變變化趨勢基本一致，二者位移-應(yīng)變曲線形狀基本相似，說明U型筋的搭接連接可以有效傳遞縱筋的拉、壓力。

圖11 節(jié)點區(qū)鋼筋應(yīng)變發(fā)展Fig.11 Reinforcement strain development in connection regions

3.6 U型筋傳力機理分析

通過正向加載時節(jié)點區(qū)的受力狀態(tài)，分析U型筋連接的傳力機理。正向加載時，節(jié)點區(qū)的受力狀態(tài)如圖12(a)所示。通過鋼筋應(yīng)變測點TV2L，TV3L，TV2R以及TV3R分析搭接區(qū)內(nèi)鋼筋的應(yīng)變變化。由圖11 可知，由于黏結(jié)應(yīng)力的存在，搭接區(qū)內(nèi)的鋼筋應(yīng)變發(fā)展明顯緩于搭接區(qū)外的鋼筋應(yīng)變發(fā)展。在加載過程中，上下搭接的U 型筋主要通過與周圍混凝土間的黏結(jié)應(yīng)力來實現(xiàn)彼此間拉力Tw與壓力Cw的傳遞。當(dāng)U 型鋼筋側(cè)面混凝土保護(hù)層出現(xiàn)黏結(jié)開裂時，鋼筋與混凝土間的黏結(jié)應(yīng)力退化，U型筋的彎弧段對其內(nèi)側(cè)混凝土的壓力Fi會相應(yīng)增加，進(jìn)而造成彎弧內(nèi)側(cè)混凝土的壓碎破壞，節(jié)點試件出現(xiàn)與PSJ2 相同的破壞形態(tài)。黏結(jié)裂縫的發(fā)展也會造成節(jié)點區(qū)角部混凝土的剝落，使本應(yīng)傳遞至節(jié)點區(qū)角部混凝土的壓力Fc向內(nèi)部U型鋼筋轉(zhuǎn)移，U型筋的彎弧段在Fc作用下處于壓彎狀態(tài)。隨著Fc增大，最終導(dǎo)致U 型筋彎弧段發(fā)生斷裂破壞，節(jié)點試件會出現(xiàn)與PSJ1 相同的破壞形態(tài)。

圖12 U型筋傳力機理Fig.12 U-bar force transmission mechanism

試件PSJ3 將U 型筋的搭接連接設(shè)置于側(cè)墻加腋段，由于腋板加強筋的存在以及節(jié)點區(qū)截面高度的增加均減小了搭接筋間的內(nèi)力傳遞，延緩了黏結(jié)裂縫的發(fā)展。因此，PSJ3節(jié)點區(qū)的損傷較小，搭接連接的有效性得到了保證，PSJ3 出現(xiàn)了與理論設(shè)計一致的墻身剪切破壞。PSJ1 與PSJ2 這2 種節(jié)點試件的破壞均可歸因于U 型筋與混凝土之間出現(xiàn)黏結(jié)退化，因此，為保證連接的有效性，后續(xù)有必要對往復(fù)荷載下U 型筋的搭接連接長度開展進(jìn)一步研究。

4 結(jié)論

1)PSJ1，PSJ2 和PSJ3 這3 個節(jié)點試件中U 型筋搭接區(qū)頂部截面最先達(dá)到抗彎承載力限值，在反向加載時，截面內(nèi)側(cè)縱筋最先進(jìn)入屈服狀態(tài)，截面的抗彎承載力理論計算值與試驗值相對誤差較小。

2)在U型筋周圍混凝土黏結(jié)開裂前，U型鋼筋的搭接連接能夠有效傳遞鋼筋應(yīng)力，隨著黏結(jié)開裂的出現(xiàn)與發(fā)展，U型鋼筋搭接連接可能出現(xiàn)鋼筋彎弧段的脆性斷裂破壞以及彎弧內(nèi)部混凝土的壓碎破壞。

3)將U 型筋的搭接設(shè)置于外墻的加腋段，有利于保證U 型筋搭接連接有效性，防止連接失效對節(jié)點抗震性能的影響，使預(yù)制拼裝節(jié)點試件出現(xiàn)與理論設(shè)計一致的破壞形態(tài)，節(jié)點試件PSJ3 的極限承載力相較于發(fā)生連接失效破壞的節(jié)點試件PSJ1和PSJ2分別提高了3.7%和10.3%。