装配式剪力墙U型套箍连接节点抗震性能

余志武,彭晓丹,国 巍,彭妙培

（1.中南大学土木工程学院,湖南长沙410075；2.高速铁路建造技术国家工程实验室,湖南长沙410075）

装配式剪力墙U型套箍连接节点抗震性能

余志武1,2,彭晓丹1,2,国 巍1,2,彭妙培1,2

（1.中南大学土木工程学院,湖南长沙410075；2.高速铁路建造技术国家工程实验室,湖南长沙410075）

为解决现有装配式剪力墙结构钢筋连接施工繁琐、通用性不佳等不足,提出一种新型连接方法—U型套箍连接.对采用这种连接方法的剪力墙试件进行低周反复荷载试验验证连接方法的有效性,其中1个现浇试件水平缝装配试件和1个竖直缝装配试件.试验得到试件破坏及裂缝发展规律、滞回曲线、骨架曲线、墙体钢筋的应变、试件的位移沿高度的分布、试件极限承载力及耗能能力,基于有限元软件Abaqus对试验结果进行验证分析.研究结果表明采用U型套箍连接的装配式剪力墙能获得与现浇剪力墙相当的承载能力及抗震性能.

装配式剪力墙；U型套箍；连接节点；低周反复试验；抗震性能

可持续发展战略对我国建造技术的发展提出“资源节约、环境友好”的新要求,“建筑工业化、住宅产业化”是实现建筑行业可持续发展的关键.预制装配式结构能克服现浇施工方法能耗高、环境污染大、施工周期长的不足,近年来发展迅速［1-2］.目前,在我国使用最广泛的装配式结构体系包括装配式框架结构和装配式剪力墙结构.装配式框架抗侧刚度小,不适用于高层住宅建筑,而装配式剪力墙结构契合“住宅产业化”的发展要求,在我国已经得到一些研究和应用［3-4］.

连接技术是装配式剪力墙应用的关键技术,国内外已经做了一些尝试和研究.Brian等［5-6］对采用普通钢筋和后张法预应力钢绞线连接的预制剪力墙混合接缝的试验研究表明：普通钢筋屈服耗能,而预应力钢绞线能使结构具有足够承载力和侧向位移的延性.Kang等［7］针对普通预应力装配式剪力墙中由于水平拼缝开裂和错动造成结构延性及耗能能力足的问题,提出2种削弱预制构件钢筋截面使薄弱面偏移出接缝的连接方法并进行试验研究,结果表明这2种方法都能限制水平缝开裂和错动,提高了结构的延性及耗能能力.姜洪斌等［8-9］提出装配式剪力墙钢筋的插入式留孔灌浆连接,并对采用这种连接方法的剪力墙结构进行了拟静力试验,研究表明预制剪力墙结构在出现可见微裂缝之前刚度退化很显著,预制构件连接后耗能能力较强.陈云钢等［10］对采用钢筋浆锚搭接的装配式剪力墙水平缝进行了抗震性能研究,表明这种方法的装配试件与现浇试件有相同的破坏形态和近似的耗能能力.郭正兴等［11-12］对新型装配式剪力墙结构（new precast concrete,NPC）节点进行试验研究发现：相比于现浇节点,装配式NPC节点的延性有所提高,而耗能能力与现浇浇节点相近.钱稼茹等［13］对竖向钢筋采用不同连接方法的装配式剪力墙构件进行的试验研究发现：采用套箍连接或套筒连接,虽然能够获得较好的传力效果,但施工现场绑扎钢筋的作业量大,后浇混凝土处不容易密实,结构破坏时容易形成后浇缝的局部集中破坏,不利于结构耗能.

综合国内外关于装配式剪力墙连接技术的研究发现,目前采用的装配式剪力墙连接方法基本能获得好的连接效果,装配试件与现浇试件有相当的抗震性能,但现有连接方法存在施工操作繁琐、对不同设计要求普适性差等不足.本文提出了一种操作便捷、通用性强的装配式剪力墙的新型连接方法—U型套箍连接,并通过低周反复荷载试验,研究试件的破坏及裂缝发展机理、滞回曲线、骨架曲线、墙体内钢筋的应变、试件的位移沿高度的分布、试件的极限承载力及耗能能力,并利用数值模拟对试验结果进行验证,据此来评价采用U型套箍连接的装配式剪力墙的抗震性能.

1 装配式剪力墙结构U型套箍连接的试验设计

1.1 U型套箍连接工艺

装配式剪力墙结构U型套箍连接具体构造如图1所示,是通过预制混凝土剪力墙中分布钢筋外露形成闭合的U型环,待连接预制墙体的U型环相互搭接,形成矩形平面,剪力墙约束边缘构件的钢筋连接通过加密U型钢筋并配置箍筋来实现.与文献［12］通过在U型钢筋外侧配置箍筋限制预制墙体水平错动不同,U型套箍连接工艺通过在矩形平面四角内侧穿插与墙体长度相同的通长钢筋后浇筑微膨胀混凝土实现预制墙体钢筋连接,这种连接方法不仅能限制预制墙体水平错动,还能在一定程度上限制预制墙体间受拉而产生的竖向位移,改善竖向钢筋之间的传力效果.

图1 U型套箍连接构造Fig.1 Constitution of U-shaped ferrule connection

装配式剪力墙U型套箍连接能在保证连接质量可靠的前提下简化现场钢筋绑扎工序、降低施工成本.此外,U型钢筋的形成依赖于剪力墙分布钢筋,可根据墙体所在楼层高度、建筑物场地地震烈度进行相应调整,设计、施工非常灵活.预制墙体吊装就位后,可用跨缝L型角钢,一侧固定于楼板预埋件,另一侧与墙体用螺栓连接并辅以固定在已完工楼板上的刚性斜撑杆实现临时固定.

1.2 试验设计

为评价采用U型套箍连接技术的装配式剪力墙在地震作用下的连接性能与抗震能力,对装配式剪力墙水平缝及竖缝的节点连接与抗震性能进行研究,进行了低周反复荷载试验,并与现浇剪力墙结构进行对比,主要研究了水平缝及竖缝装配式剪力墙的破坏形态、裂缝行为、荷载—位移关系、开裂荷载、承载力以及变形特性的发展规律.

1.3 试件设计

试件原型为实际装配式剪力墙住宅结构中底层墙体,为1∶1的足尺比例模型,共制作3个试件.其中现浇试件1个,记为SW1；水平接缝试件1个,接缝设置在试件与地梁的连接位置,记为SW2；竖向接缝试件1个,包括试件与地梁连接的水平接缝和2片预制墙体间的竖向接缝,记为SW3.剪力墙试件高2 900 mm,墙体长1 300 mm,墙宽200 mm.墙体顶端有250 mm×250 mm分配梁,与墙同长.试件地梁截面尺寸500 mm×500 mm,两边各挑出墙体500 mm.试件SW2、SW3与地梁连接处水平缝后浇带宽度300 mm,试件SW3预制墙体竖向缝宽度200 mm.预制墙体中混凝土强度等级为C30,后浇区混凝土为强度等级C35的微膨胀混凝土,加入水泥用量5%的膨胀剂以补偿后浇区混凝土收缩造成的薄弱结合面.通过材料性能试验,实际测得预制墙体C30混凝土强度为29.64 MPa,现浇部分C35混凝土因加入的5% 膨胀剂对混凝土强度有一定削弱,实际立方体抗压强度为28.38 MPa,作为现浇部分混凝土强度参考值.预制剪力墙试件钢筋的保护层厚度均取为20 mm,试件配筋见图2.试件剪力墙约束边缘构件钢筋、地梁及加载梁钢筋均为HRB400钢,其余墙体内部配筋均采用HRB335级钢.试验所用钢筋在材性试验中均有线弹性阶段和一定屈服阶段,如表1所示为钢筋实测强度平均值,表中εy为钢筋屈服应变,fy为钢筋屈服应力fu为钢筋极限应力,Es为钢筋弹性模量,εy＝fy／Es,其中Es＝2.0×105MPa.

表1 钢筋实测强度平均值Tab.1 Average measured strength of reinforcement

图2 试件配筋示意图Fig.2 Schematic diagram of reinforcement in specimens

1.4 加载方案及测点布置

试验在中南大学线桥隧多功能静力实验室完成,采用2 000 k N大型多功能结构试验机系统进行加载,加载装置如图3所示.为模拟装配式剪力墙结构中底层墙体在地震作用下的工作性能,试验中在墙体顶部分配梁上施加竖直向下的轴力,轴压比为0.3,在整个试验过程中保持不变.为保证试验时试件在水平力作用下能随作动器往复移动,利用4根螺杆与厚钢板组成加载体系,试验采用500 k N液压千斤顶施加往复水平力.

图3 低周反复荷载试验加载装置Fig.3 Loading device of low cyclic test

根据《建筑抗震试验方法规程》［14］中的规定,低周反复荷载试验应采用荷载、位移双控制方法进行.装配试件屈服前,采用荷载控制并分级加载,接近试件屈服荷载后采用位移控制加载.首先对试件逐级施加轴压力,轴压比n取为0.3,用式（1）计算,其中fc为试件混凝土轴心抗压强度设计值,bw为墙肢宽度,hw为墙肢高度,分项系数为1.2,N为重力荷载代表值作用下墙肢的轴压力,按设计值计算,计算得轴压力为930 k N.轴力加载完毕后,检查各个仪器仪表是否处于正常工作状态及剪力墙内钢筋应变是否处于轴压状态.在试验过程中,轴压力保持不变.

对试件逐级施加往复的水平力,试件屈服前,采用荷载控制并逐级加载,每级水平力往复循环1次；试件屈服后,采用位移控制加载,位移增量分别为5 mm（当试验位移不大于25 mm时）和10 mm（当试验位移大于25 mm时）,每级位移循环2次.当试件最终承载力下降至最大承载能力的85%以下时或者试件变形过大已经不适于加载时认为试件失效,试验结束.

试验观测的内容包括剪力墙试件的轴压力、作动器水平力、墙体水平位移、预制墙体及后浇带混凝土开裂情况、钢筋应变及应变在钢筋连接节点中的传递情况.为得到试件在反复荷载作用下的滞回曲线,在墙体作动器作用点对侧布置位移计测量试件水平位移,3片墙体试件位移计的布置相同,见图4.试验共7个位移计,从上到下依次编号1-7.1号位移计示数为试件荷载-位移曲线中对应的位移值,即控制位移；地梁上设置位移计7,量测地梁在试件加载过程中的的平动.为确定U型套箍连接节点接缝中钢筋的传力传递效果并判断边缘钢筋是否屈服,测量剪力墙底部纵向钢筋的应变.试件SW1应变片布置在地梁顶面以上20 mm处纵向钢筋上；试件SW2、SW3分别在距地梁高度20 mm处的U型钢筋上及搭接的预制墙体外伸U型筋距地梁顶面280 mm处布置应变片.上、下层应变片编号格式分别为1-A1、1-B1,应变片布置如图5所示.为观测试件裂缝开展情况,在施加水平往复力的过程中,每级加载到荷载最值观测一次裂缝开展情况,用记号笔标识并记录.

图4 位移传感器布置图Fig.4 Layout of displacement sensor

图5 上层预制墙内钢筋应变片布置Fig.5 Arrangement of reinforcement strain gages in upper precast wall

2 验结果与性能分析

2.1 试件破坏过程及破坏形态

3片剪力墙试件边缘构件配筋相同、分布钢筋布置相近、试验加载制度也相同,主要从开裂阶段、屈服阶段、塑性阶段和破坏阶段4个阶段对试件的破坏过程和破坏形态进行描述和对比,如表2所示,试件破坏后裂缝分布图见图6.在水平力作用下,试件墙底拉应变超过混凝土的极限拉应变,形成主裂缝,由于试件SW2和SW3在墙体处存在后浇混凝土带,界面性能不佳使得主裂缝贯通.试件SW3竖直缝分布范围在墙体截面中性轴附近,水平剪力及弯矩作用较弱,竖缝处裂缝开展不明显.

表2 试件破坏过程和破坏形态Tab.2 Failure process and failure modes of specimens

图6 试件破坏后的裂缝图Fig.6 Crack figures after destruction of specimens

2.2 滞回曲线

试件加载点水平力-位移滞回曲线如图7所示,图中F为水平荷载值,Δ为水平位移值.在荷载控制加载阶段,试件处于弹性范围,往复加载后卸载的残余变形很小,滞回曲线包裹的面积也小,荷载-位移为线性变化,构件基本不发生刚度退化,耗能较少.在位移加载控制阶段,钢筋与混凝土界面产生滑移使得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.3个试件的滞回曲线变化趋势基本相同,类似于“弓形”滞回曲线,能较好地吸收能量.试件SW1因作动器对侧钢板厚度不够,在较大荷载作用下屈服,反向荷载作用下一部分变形被屈服的钢板吸收,使得结果不对称；试件SW2和SW3由于墙体制作和试件吊装过程中的误差,正反向曲线略有差别.

2.3 骨架曲线

试验所得装配式剪力墙的骨架曲线如图8所示.根据《建筑抗震设计规范》［15］的规定,剪力墙结构在大震作用下的弹塑性位移角限值为1／120.以试件极限荷载时对应的位移计算试件SW1、SW2、SW3的极限弹塑性位移角分别为1／71、1／84、1／72,大于规范的限值,3个试件抗侧刚度偏低,但均具有较强的变形能力,耗能能力良好.3个试件的骨架曲线变化趋势及循环双向加载时极限承载力基本一致,都经历了弹性、屈服和极限状态3个阶段.试件SW1、SW2屈服平台较短,大位移时承载力下降比试件SW3快,延性及耗能能力不如试件SW3,但由于试件SW3同时存在竖向和水平施工缝,对结构刚度削弱较大,极限承载力低于试件SW1、SW2,经过屈服平台后,承载力退化更快.

2.4 钢筋应变曲线

图7 剪力墙试件水平力-位移滞回曲线Fig.7 Hysteresis curve of horizontal force-displacement of shear wall specimens

图8 剪力墙试件水平力-位移骨架曲线Fig.8 Skeleton curve of horizontal force-displacement of shear wall specimens

为判定试验过程中试件对平截面假定的符合程度,每级循环荷载的每个采集点都测量钢筋应变.钢筋应变曲线如图9所示,图中a为钢筋所在横截面位置,ε为剪力墙试件试验时钢筋的屈服应变.钢筋应变分布情况表明：试件屈服前,装配试件与现浇试件钢筋应变的变化趋势一致,同位置钢筋应变的大小基本相同,预制墙体中钢筋应变与同位置地梁中的预埋U型筋应变接近.这表明在试件屈服前,U型套箍连接节点的钢筋传力明确可靠,连接效果与现浇试件基本相同.试件屈服后,墙体钢筋应变明显大于地梁对应位置U型筋应变,由于底部边缘构件的开裂和水平加强筋位置错动,错位对扣的2个U型筋传力效果进一步降低,U型套箍连接中钢筋的屈服范围由墙体两侧逐渐向中部发展.

图9 墙体纵向钢筋应变分布图Fig.9 Strain distribution diagram of longitudinal reinforcements in walls

2.5 试件位移分布

为研究采用U型套箍连接的装配式剪力墙在低周反复荷载作用下的破坏模式,绘制试件水平位移沿墙高分布图,如图10所示.其中,H为剪力墙截面距地梁顶面的高度.3个试件的位移变化趋势相同,试件的开裂及变形都集中在距墙底1 m范围以内,墙体1 m以上位移基本呈直线分布,剪力墙的破坏模式均表现为弯剪型.现浇试件SW1的峰值荷载和极限荷载与屈服荷载的差值较试件SW2、SW3要大,表明现浇试件的延性比装配试件好,装配试件SW2、SW3在距墙底500 mm高度内因为后浇段混凝土大量压溃,变形集中,位移曲线弯折较为明显.

2.6 试件承载能力和耗能能力

试件开裂荷载Fcr、屈服荷载Fy、峰值荷载Fp及计算压弯承载力Fm对应水平力如表3所示.据试验结果,装配试件SW2、SW3的开裂荷载都小于现浇试件SW1,这是由于墙体应力最大截面位于混凝土后浇区,试验模型后浇区混凝土施工质量不佳使后浇区混凝土开裂较早而造成.试件SW2的屈服荷载、峰值荷载都与现浇试件SW1接近,说明采用U型套箍连接水平缝的装配式剪力墙整体性好；试件SW3同时存在拼装水平缝和竖直缝,其整体性相比于试件SW1、SW2稍差,屈服荷载、峰值荷载略低于试件SW1、SW2,3个试件的试验屈服荷载都略低于计算压弯承载力.可以认为,在后浇段混凝土界面充分密实的前提下,用U型套箍连接的装配式剪力墙水平缝试件和竖直缝试件与现浇试件有相似的力学性能.

表3 承载力试验对比结果Tab.3 Comparison results of capacity test

结构的耗能能力通常以一周滞回环包含的面积来衡量,也可根据《抗震试验规程》［14］,引入等效黏滞阻尼系数,试件等效阻尼系数he与水平位移关系如图11所示.从图中可知：随着位移的增加,试件的等效黏滞系数增加.这说明在往复荷载作用下,构件损伤发展,耗能能力较强.试件SW2随着荷载增大,接缝处耗能性能变差,滞回曲线有捏拢现象,相同位移时黏滞阻尼值较SW1、SW3较小.试验前期,3个试件的阻尼-位移曲线基本重合；试件SW3竖缝在水平荷载作用下受力较小,而竖缝处配筋比一般墙体多,使得屈服阶段SW3耗能与现浇试件接近；极限状态时,装配墙体的阻尼系数与现浇试件相当.

图10 试件水平位移沿高度分布Fig.10 Height distribution of the horizontal displacement

图11 耗能曲线计算图Fig.11 Calculation diagram of energy dissipation curve

3 数值仿真

3.1 有限元模型及参数

在有限元模型中,混凝土采用塑性损伤模型本构模型,三维实体八节点线性减缩积分单元（C3D8R）,钢筋选用空间二节点直线桁架单元（T3D2）,其与混凝土的相互作用选用基于无滑移假定的嵌入式模型.将钢筋单元通过EMBEDDED方式嵌入到混凝土单元中.

确定荷载及边界条件时,由于地梁截面足够大,地脚螺栓与地面连接牢固,近似认为地梁与地面完全固接,即剪力墙构件的底部假定为刚性.试件轴压力在试验过程中保持不变,以均布荷载形式作用于分配梁.水平力作用通过施加往复水平位移和单调水平位移荷载来模拟：首先在加载梁侧面施加水平往复位移荷载,对比分析剪力墙数值模型与试验结果的承载力差异；然后用水平单调加载方案,考察拼接缝实现的合理性及墙体裂缝分布情况,模型荷载及边界条件如图12所示.为模拟后浇段混凝土与预制构件混凝土的相互作用,在参考文献［16］的基础上,采用适当折减混凝土抗压强度的方法考虑后浇混凝土与预制构件界面黏结性能,后浇段混凝土强度降低率取为预制墙体混凝土抗压强度的65%,后浇部分混凝土的模型取为薄板模型.

图12 试件有限元模型及边界条件Fig.12 Finite element model and boundary conditions of specimens

3.2 裂缝开展及性能演变

为验证薄板模型分析后浇混凝土性能时的适用性,主要模拟单调水平荷载作用下试件的受力情况,忽略了混凝土在往复荷载作用下的损伤累积.现浇试件SW1与水平接缝试件SW2的单调荷载-位移曲线如图13所示.根据分析结果,薄板强度折减模型能够很好地模拟后浇段混凝土与预制构件黏结处混凝土强度降低的现象,装配试件与现浇试件在屈服前有着相似的荷载-位移曲线,现浇试件峰值大于装配试件,模拟结果与试验结果基本一致.分别用最大主应力来判断混凝土的开裂情况,用最大主拉应变来表征裂缝的开裂程度,如图14、15所示分别为现浇试件与水平拼缝试件在边缘钢筋屈服以及极限状态时,墙体混凝土的裂缝开展情况.图中εLE为有限元模型的主应变.现浇试件模型裂缝首先出现在墙体受拉侧底部,随着荷载增加,裂缝逐渐增多,原有裂缝不断发展延伸,并且水平裂缝的位置逐步上移,基本在试件1 000 mm高度范围围内；荷载继续增大,裂缝宽度增加（最大主拉应变增大）但水平缝位置不再上移,墙体受压端出现受压裂缝；墙体的主要破坏区域基本集中在墙底截面上500 mm高度范围以内.从SW2的裂缝模拟图可以得到,当荷载较小时,墙体基本处于弹性阶段,裂缝开展缓慢,分布情况与现浇试件相似,表现为受拉端沿高度分布的水平裂缝；随着荷载增大,现浇段部位混凝土出现压碎现象,表现为混凝土薄板部位应变远大于周围混凝土.

图13 模型SW1与SW2荷载-位移曲线Fig.13 Load-displacement curve of model SW1 and SW2

图14 现浇试件SW1有限元模型裂缝开展情况Fig.14 Crack development of finite elements model of cast-in-place specimen

图15 SW2砼薄板有限元模型裂缝开展情况Fig.15 Crack development of finite element model SW2 with thin concrete slab

4 结 论

本文利用低周反复荷载试验,对采用U型套箍连接的水平缝和竖直缝的剪力墙试件的抗震性能进行试验研究,获得了试件的破坏及裂缝发展机理、滞回曲线、骨架曲线、墙体内钢筋的应变、试件的位移沿高度的分布、试件的极限承载力及耗能能力,发现U型套箍连接能使得装配式剪力墙获得与现浇墙体相近的抗震性能并得到如下结论.

（1）采用U型套箍连接的装配式混凝土剪力墙水平接缝试件SW2和竖直接缝试件SW3与现浇试件破坏形态相同,均属于压弯破坏.在开裂前,装配试件与现浇试件相同,基本都处于弹性阶段.进入屈服阶段后,试件边缘受拉钢筋屈服,混凝土出现拉裂纹,但装配试件与现浇试件裂纹的开展情况不同.SW2和SW3在后浇段混凝土裂缝开展及延伸较集中.破坏阶段,试件都出现边缘混凝土溃裂,边缘钢筋外露的现象.

（2）各试件的滞回曲线均较饱满,呈反“S”型,试件的耗能能力基本接近；试件骨架曲线呈现出一致的发展趋势.但试验中装配试件的耗能能力仍低于现浇试件,这对U型套箍连接节点后浇段混凝土的施工提出了更高的要求.

（3）试验选取0.3的轴压比,此时预制墙的开裂刚度与现浇墙接近.试验验证了装配式墙体在屈服前能符合平截面假定,U型套箍在试件屈服前能有效传递钢筋应力.装配墙体的极限位移角均大于剪力墙结构大震下的层间位移限值1／120,试件的弹塑性变形能力满足规范要求,在试件开裂状态及极限状态,装配试件与现浇试件有着相同的刚度.有限元模型分析结果与试验结果相吻合,验证了薄板混凝土强度折减模型在模拟界面混凝土性能时的有效性.

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［16］阎西康,侯小磊,陈培,等.基于ABAQUS的带施工缝钢筋混凝土框架抗震性能研究［J］.施工技术, 2014,04：12-16.

YAN Xi-kang,HOU Xiao-lei,CHEN Pei,et al.Study on seismic behavior of reinforced concrete frame with construction joints based on ABAQUS［J］.Construction Technology,2014,04：12-16.

Seismic performance of precast concrete shear wall with U-type reinforcements ferrule connection

YU Zhi-wu1,2,PENG Xiao-dan1,2,GUO Wei1,2,PENG Miao-pei1,2
（1.School of Civil Engineering,Central South University,Changsha 410075,China；2.National Engineering Laboratory for High Speed Railway Construction,Changsha 410075,China）

To solve the problem of complicated construction process and lacking of commonality on reinforcement connection of precast concrete shear wall,proposed a new connection method—U-type reinforcements ferrule connection.Low cyclic loading tests was done to verify the validation of shear wall specimens with this connection method,including one cast-in-place specimen,one horizontal connection precast specimen and one vertical connection precast specimen.The test acquired,the mechanism of failure and crack development,the hysteresis curves,the skeleton curves,strain of the reinforcements in walls,displacement distribution along the height,the ultimate bearing capacity and energy dissipation capacity of specimens.Finite element analysis was conducted to verify the test results based on the Abaqus software.The results indicate that precast concrete shear walls with U-type reinforcements ferrule connections have almost the same load-bearing capacity and seismic performance as cast-in-place walls.

precast concrete shear wall；U-type reinforcements ferrule；connections；low cyclic loading；seismic performance

10.3785／j.issn.1008-973X.2015.05.024

P 315.9

A

1008-973X（2015）05-0975-10

2014-10-28. 浙江大学学报（工学版）网址：www.journals.zju.edu.cn／eng

国家自然科学基金资助项目（50938008,51108466）；长江学者和创新团队发展计划资助项目（IRT1296）；中铁四局合作开发课题资助项目（143010100）.

余志武（1955－）,男,教授,从事混凝土耐久性、组合结构、装配式剪力墙结构等研究.Email：zhwyu＠csu.edu.cn

国巍,男,副教授.E-mail：guowei＠csu.edu.cn