吳志平，王 丹，胡大柱，王 增，嚴 琦，趙 娟

（1.上海應用技術大學土木工程系，上海 201418；2.上海電力設計院有限公司，上海 200025）

引言

裝配式建筑由于其施工周期短和對環(huán)境污染小等優(yōu)點逐漸被社會所關注。而各個裝配式構件之間的連接節(jié)點形式逐漸成為建筑行業(yè)研究的重點。裝配式剪力墻結構豎向連接設計（即水平縫連接）是裝配式剪力墻結構設計的重要環(huán)節(jié)，采用何種連接形式對裝配式剪力墻構件進行連接，成為預制裝配式剪力墻結構應用的關注重點［1］。

我國、日本、新西蘭和美國等多個國家都對裝配式剪力墻的連接節(jié)點形式進行了深入研究。錢稼茹等［2］采用套箍連接、搭接連接和套筒漿錨連接等方法對預制混凝土剪力墻的豎性連接進行了抗震性能試驗研究；初明進等［3］對一種新型裝配整體式雙向孔空心模板剪力墻的受剪性能進行了研究；朱張峰等［4］對裝配式短肢剪力墻、水平縫采用U形閉合筋連接、鋼筋漿錨搭接連接以及裝配式剪力墻基于鋼板網(wǎng)成孔的豎向鋼筋搭接連接進行了試驗［5-7］；王墩等［8］通過采用鋼筋混凝土接縫連接梁實現(xiàn)了預制墻體豎向鋼筋的連接，并進行了試驗；姜洪斌等［9］對3層足尺預制混凝土剪力墻結構進行了擬靜力試驗；SOUDKI等［10-11］研究了預制混凝土剪力墻水平連接；PEREZ等［12］、AALETI［13］等對后張無粘結預應力預制剪力墻結構體系進行了研究；孫建［14］等采用內(nèi)嵌邊框、高強螺栓以及連接鋼框實現(xiàn)了相鄰層預制墻板的新型干式連接方式連接（IPSW），并研究了該新型剪力墻（含豎向縫節(jié)點）的抗剪承載力以及水平縫節(jié)點的傳力機理［15-16］。

從上述國內(nèi)外對裝配式剪力墻水平縫的連接節(jié)點研究成果來看：大多數(shù)剪力墻的連接節(jié)點都是采用濕連接，而關于干連接裝配剪力墻的研究則相對較少。濕連接的連接形式施工工期長，在灌漿等施工工藝上可能會存在施工質(zhì)量上的問題，但是濕連接的施工工藝成熟，整體性較好，對施工人員技術要求不高；干式連接對施工精度要求非常高，但是施工質(zhì)量和效率也高，并且能夠減少現(xiàn)場的濕作業(yè)量和節(jié)約材料［17-19］。

鑒于此，本文提出的型鋼連接預制裝配式混凝土剪力墻結構的連接節(jié)點由錨筋、預埋錨板、腹板、加勁板和端板組成，如圖1所示，通過腹板、加勁板、端板分別和預埋錨板焊接等方式實現(xiàn)連接，節(jié)點連接區(qū)域位置起點設置在樓承板面向上1m處，此部位既遠離剪力墻塑性鉸區(qū)域，又方便焊接施工操作。剪力墻縱向受力鋼筋和錨筋分別和型鋼翼緣板（預埋錨板）通過穿孔塞焊進行可靠連接，無須濕作業(yè)，完全避免了由濕作業(yè)所帶來的施工難度；剪力墻內(nèi)預埋件保證剪力墻豎向任一水平接縫面均可以通過型鋼與受力鋼筋連接，使得該技術適用于裝配式混凝土剪力墻結構中剪力墻與剪力墻、梁和樓承板等各種形式節(jié)點的連接。而采用干式焊接連接不必進行養(yǎng)護，可以提高施工效率，節(jié)約工期。

圖1 型鋼連接預制裝配式混凝土剪力墻Fig.1 Prefabricated concrete shear wall connected by section steel

1 試驗概況

1.1 試件設計與制作

為了研究型鋼連接裝配式混凝土剪力墻的連接節(jié)點抗震性能，共制作3片剪跨比為0.783的試件進行試驗。根據(jù)試驗室加載設備和所具備的加載能力以及現(xiàn)場的條件，最終確定剪力墻的試驗尺寸和實際結構相似比為1/2，由此來設計出試件的外形尺寸，3個試件的外形尺寸完全相同，其中：一個現(xiàn)澆混凝土剪力墻，編號為CW（以下簡稱“CW”），另兩個型鋼連接的混凝土剪力墻PW-1和PW-2，（以下簡稱“PW-1”和“PW-2”），PW-1和PW-2尺寸和配筋完全相同，唯一不同的PW-1錨筋和錨板采用點焊，而PW-2采用錨板上穿孔和錨筋塞焊；剪力墻尺寸和配筋詳見表1-表2和圖2，實測材性參數(shù)見表3。

圖2 試件配筋詳圖Fig.2 Specimen reinforcement details

表1 剪力墻配筋表Table 1 Shear wall reinforcement table

表2 截面配筋參數(shù)Table 2 Section reinforcement parameters

表3 材性實測值Table 3 Measured material performance

1.2 試驗方案

1.2.1 加載制度與加載裝置

此次剪力墻抗震試驗加載方式為：所需的豎向力和水平力分別由兩個液壓千斤頂施加，其中豎向千斤頂?shù)淖畲髩毫?0 000 kN，拉力3 000 kN，垂直加載行程為±300 mm，水平千斤頂最大做動力推力為1 500 kN，拉力1 500 kN，水平加載行程為±400 mm，位移分辨率為0.01 mm。試驗過程中：先在剪力墻的頂部施加豎向軸壓力（859.5 kN，軸壓比0.3）；然后按圖3所示的加載制度施加水平荷載，直到承載力下降到峰值承載力的85%以下或試件變形太大不適于繼續(xù)加載為止。加載裝置如圖4所示。

圖3 加載制度Fig.3 Loading system

圖4 加載裝置Fig.4 Loading device

1.2.2 測試方案

試驗加載過程中，記錄并觀察剪力墻中暗柱的豎向鋼筋和水平鋼筋的應變發(fā)展情況，據(jù)此來判斷屈服點，并記錄破壞形式；在剪力墻的型鋼腹板粘貼應變花，根據(jù)加載過程中的應變曲線觀察型鋼腹板的情況；在上肢剪力墻與上錨板以及下肢剪力墻與下錨板各布置位移計以監(jiān)測二者之間的相對滑移；在地梁端部位置布置位移計監(jiān)測試件的剛體滑移。

圖5 應變片布置Fig.5 Strain gauge layout

圖6 位移計布置Fig.6 Displacement meter layout

2 試驗現(xiàn)象與破壞形態(tài)

試件CW在Δ=2.5 mm的加載過程中，南側墻角處裂縫寬度明顯增大，北側墻角處出現(xiàn)5條新的斜裂縫，最長的裂縫從北墻體邊緣10 cm處向中間部位延伸到墻底。加載至Δ=5 mm時出現(xiàn)一條新裂縫，加載過程中墻體出現(xiàn)混凝土開裂的聲音，裂縫寬度增大，大量出現(xiàn)裂縫。加載至Δ=7.5 mm時，墻體北側出現(xiàn)一條新的斜裂縫從剪力墻北側斜上方向南側斜下方發(fā)展，與正向加載時出現(xiàn)的斜裂縫相交。加載至Δ=10 mm時，墻體南側受拉區(qū)出現(xiàn)3條新裂縫，北側墻角裂縫增大，由北側墻邊向墻體距邊緣30 cm處延伸，北側墻角混凝土剝落，有鋼筋露出。加載至Δ=12.5 mm時，水平承載力降至660 kN（極限荷載的85%），剪力墻北側墻角部混凝土壓潰，試驗結束，裂縫分布如圖7所示。

圖7 CW峰值荷載前裂縫Fig.7 Crack of CW before the peak load

試件PW-1在Δ=2.5 mm時，墻體南側型鋼上部出現(xiàn)一條裂縫，并向墻角處延伸，北側墻體型鋼下面剪力墻受拉區(qū)出現(xiàn)兩條豎向裂縫，距離墻體邊緣30 cm處出現(xiàn)一條新裂縫。在Δ=5 mm時，上肢剪力墻北側靠近墻邊15 cm處出現(xiàn)斜裂縫，墻底與地梁交界面的裂縫連成通縫；在下肢剪力墻南側出現(xiàn)4條新的斜裂縫，北側靠近墻體邊緣處出現(xiàn)水平縫，且向墻體中間發(fā)展。進行3次循環(huán)加載后，南側墻角出現(xiàn)兩條新的裂縫；下肢剪力墻與型鋼連接處距離墻體邊緣3 cm處出現(xiàn)豎向裂縫。在Δ=7.5 mm的加載過程中剪力墻出現(xiàn)一聲脆響，下肢剪力墻與型鋼連接部位的鋼筋被拉斷，左側型鋼出現(xiàn)張角，型鋼與混凝土之間裂開；北側下肢剪力墻與型鋼連接部位的鋼筋斷裂，停止試驗，裂縫分布如圖8所示。

圖8 PW-1峰值荷載前裂縫Fig.8 Crack of PW-1 before the peak load

試件PW-2在Δ=2.5 mm時，墻體南側出現(xiàn)3條新裂縫，裂縫延伸，且裂縫增寬，一條裂縫貫穿墻體；北側墻體出現(xiàn)多條裂縫，三條裂縫延伸，且有一條裂縫貫穿墻體，同時墻體出現(xiàn)響聲。Δ=5 mm時，南側墻體出現(xiàn)5條新裂縫，并有裂縫延伸；北側墻體出現(xiàn)4條新裂縫，裂縫增寬；且有一條裂縫貫穿墻體。在Δ=7.5 mm時，南側墻體有兩條裂縫延伸，并出現(xiàn)3條新裂縫；一條裂縫貫穿墻體，南側墻角處混凝土被壓碎，鋼筋露出；北側墻體裂縫延伸，墻體的混凝土被壓碎，軸向豎向力無法保持，停止試驗，裂縫分布如圖9所示。

圖9 PW-2峰值荷載前裂縫Fig.9 Crack of PW-2 before the peak load

3 試件總體性能分析

3.1 破壞模式

墻體試件在豎向和水平力作用下，試件CW的斜裂縫開展呈交叉狀，底部墻角處的混凝土被壓潰并且剪力墻的暗柱內(nèi)受拉側的縱向鋼筋屈服，端部形成塑性鉸，并且不斷向周邊擴展；同時，墻體表面出現(xiàn)斜裂縫，二者共同發(fā)展導致構件的承載力喪失，結構破壞形態(tài)為剪切破壞，如圖10（a）和圖10（b）所示。試件PW-1由于型鋼與剪力墻內(nèi)部的的錨筋沒有采用穿孔塞焊的形式連接，而是采用點焊的連接方式，結果導致錨筋在型鋼焊接的位置發(fā)生剪斷，發(fā)生滑移破壞，如圖10（c）和圖10（d）所示。試件PW-2由于型鋼的存在阻斷了裂縫沿型鋼方向的開展，墻體的裂縫僅發(fā)生在上下肢剪力墻內(nèi)，由于型鋼的作用，阻斷了上肢剪力墻和下肢剪力墻墻體斜裂縫的開展和延伸，隨后斜裂縫向上下肢剪力墻的邊緣延伸，型鋼未屈服，但隨著下肢剪力墻裂縫沿著型鋼隨后向下部墻角處延伸，鋼筋屈服，發(fā)生剪切破壞，如圖10（e）和圖10（f）所示。與現(xiàn)澆整體式剪力墻試件CW相比，采用該新型連接方案的預制剪力墻試件PW-2具有更好的水平受剪承載能力，且該連接方式能夠有效地傳遞鋼筋應力，水平接縫的豎向連接穩(wěn)定可靠。

圖10 試件破壞圖Fig.10 Crack maps of the specimens

3.2 滯回特性及骨架曲線

根據(jù)三個剪力墻試件的滯回曲線可以看出：CW試件滯回曲線的滯回環(huán)面積小于PW-2試件的滯回環(huán)面積，這說明在剪力墻中間采用型鋼連接節(jié)點來代替?zhèn)鹘y(tǒng)現(xiàn)澆構件，其耗能性能要優(yōu)于現(xiàn)澆整體剪力墻。試件開裂初期，滯回曲線呈線性變化，隨著施加的水平荷載的不斷增大，滯回環(huán)面積逐漸擴大，滯回環(huán)也逐漸地愈加飽滿。當達到試件的峰值荷載時，CW滯回曲線的捏縮現(xiàn)象較為嚴重，相比CW的滯回曲線，PW-2的滯回曲線顯得更加飽滿，CW與PW-2滯回曲線和骨架曲線如圖11-12所示。

圖11 試件CW與PW-2滯回曲線Fig.11 Crack map of specimen CW and PW-2

圖12 試件CW與PW-2骨架曲線Fig.12 Skeleton curve of test piece CW and PW-2

此次試驗由于試件PW-1的型鋼與剪力墻內(nèi)部的的錨筋沒有采用穿孔塞焊的形式進行連接，結果導致錨筋在型鋼焊接的位置發(fā)生剪斷，墻肢滑移破壞，導致PW-2試件極限承載力和位移角均未達到試驗要求，PW-1與PW-2滯回曲線和骨架曲線如圖13-14所示。

圖13 試件PW-1與PW-2滯回曲線Fig.13 Crack map of specimen PW-1 and PW-2

圖14 試件PW-1與PW-2骨架曲線Fig.14 Skeleton curve of test piece PW-1 and PW-2

3.3 承載力與變形能力分析

表4中給出了三片剪力墻的荷載特征值、位移特征值和位移延性系數(shù)，從中可以看出：PW-2剪力墻試件的屈服荷載、峰值荷載以及極限荷載都高于CW剪力墻，但是延性系數(shù)低于CW剪力墻；CW與PW-2剪力墻的延性系數(shù)均大于3；但PW-1反向延性系數(shù)僅達到2.29，延性較差，原因為中間的型鋼部分鋼筋于錨板焊接處斷裂導致。

表4 各個剪力墻荷載值及對應的位移特征值Table 4 Load value of each shear wall and corresponding displacement characteristic value

3.4 剛度退化分析

從各個試件的滯回曲線以及骨架曲線可以看出：隨位移增大，試件的剛度在逐漸地減小。經(jīng)過計算得出了三片剪力墻試件的各個階段的剛度見表5。PW-2剪力墻的初始剛度明顯大于CW剪力墻和PW-1剪力墻，在加載過程中，PW-2的開裂剛度低于CW剪力墻，在加載后期，由于型鋼的作用，峰值荷載所對應的剛度和破壞時的剛度均大于CW剪力墻；PW-1剪力墻試件的剛度退化速率較快，這與剪力墻錨筋在型鋼焊接的位置發(fā)生剪斷有關，如圖15所示。

表5 各剪力墻試件剛度Table 5 Stiffness of each shear wall specimen

圖15 PW-1、PW-2和CW剛度退化規(guī)律Fig.15 Stiffness degradation law of PW-1、PW-2 and CW

3.5 鋼筋型鋼應變滯回曲線及鋼筋應變分析

（1）鋼筋滯回曲線

由于篇幅，本文只列出了部分主要鋼筋應變滯回曲線，其中：A6鋼筋屈服應變值為2 320×10-6；B8鋼筋屈服應變值為3 031×10-6。試件CW墻體暗柱縱筋應變較大，受拉側墻角處S1鋼筋應變最先達到屈服狀態(tài)，如圖16所示；試件CW墻體中水平分布鋼筋未達到屈服狀態(tài)，如圖17所示；試件PW-1中的受拉側鋼筋較早屈服，其應變小于試件CW的同一位置的鋼筋應變，如圖18所示；試件PW-1的水平筋應變?nèi)鐖D19所示；試件PW-2中的S59的應變是同一位置試件PW-1應變的6倍，型鋼下方的暗柱縱筋受力遠大于試件PW-1縱筋受力；表明鋼筋與錨板的焊接方式影響縱筋的受力情況，也說明采用縱向受力筋與錨板應該采用穿孔塞焊的連接方式，如圖20-21所示。

圖16 CW外側縱筋監(jiān)測點S1應變滯回曲線Fig.16 Steel strain hysteresis curve of monitoring point S1 of CW

圖17 CW水平分布鋼筋監(jiān)測點S15應變滯回曲線Fig.17 Steel strain hysteresis curve of monitoring point S15 of CW

圖18 PW-1外側縱筋監(jiān)測點S1應變滯回曲線Fig.18 Steel strain hysteresis curve of monitoring point S1 of PW-1

圖19 PW-1水平分布鋼筋監(jiān)測點S15應變滯回曲線Fig.19 Steel strain hysteresis curve of monitoring point S15 of PW-1

圖20 PW-2外側縱筋監(jiān)測點S2應變滯回曲線Fig.20 Steel strain hysteresis curve of monitoring point S2 of PW-2

圖21 PW-2外側縱筋監(jiān)測點S59應變滯回曲線Fig.21 Steel strain hysteresis curve of monitoring point S59 of PW-2

（2）腹板應變滯回曲線及腹板應變分析

試件PW-2腹板應變花監(jiān)測點S75（1）和監(jiān)測點S75（3）應變滯回曲線如圖22-23所示。應變片采用45°應變花時，主應變通過式（1）換算成主應變。

圖22 PW-2鋼板監(jiān)測點S75（1）應變滯回曲線Fig.22 Steel plate strain hysteresis curve of monitoring point S75（1）of PW-2

圖23 PW-2鋼板監(jiān)測點S75（3）應變滯回曲線Fig.23 Steelplate strain hysteresis curve of monitoring point S75（3）of PW-2

圖25 腹板上78號監(jiān)測點換算最大和最小主應變變化圖Fig.25 Converted maximum and minimum principal strain change diagram of monitoring point of 78 on the steelplate

根據(jù)布置在鋼板腹板中部5個監(jiān)測點1、2和3的應變花換算成主應變分別得到腹板上位置（離左端距離mm）125、414、750、1 086和1 375的五個監(jiān)測點79號、78號、77號、76號以及75號的最大和最小主應變，如圖24-28所示?？梢姼拱逶谡麄€加載過程中均處于彈性階段，滿足“強節(jié)點，弱構件”抗震要求。

圖24 腹板上79號監(jiān)測點換算最大和最小主應變變化圖Fig.24 Converted maximum and minimum principal strain change diagram of monitoring point of 79 on the steelplate

圖26 腹板上77號監(jiān)測點換算最大和最小主應變變化圖Fig.26 Converted maximum and minimum principal strain change diagram of monitoring point of 77 on the steelplate

圖27 腹板上76號監(jiān)測點換算最大和最小主應變變化圖Fig.27 Converted maximum and minimum principal strain change diagram of monitoring point of 76 on the steelplate

圖28 腹板上75號監(jiān)測點換算最大和最小主應變變化圖Fig.28 Converted maximum and minimum principal strain change diagram of monitoring point of 75 on the steelplate

3.6 耗能能力分析

根據(jù)圖15，得到三個試件從開裂開始直至試件破壞前的能量耗散系數(shù)和等效粘滯阻尼系數(shù)，三個試件在這些特征時刻下的耗能和等效粘滯阻尼系數(shù)見表6。PW-2剪力墻的各階段耗能均大于CW剪力墻，累計耗能是CW剪力墻的1.91倍，表明采用型鋼連接能夠提高剪力墻的耗能能力。PW-1剪力墻的等效粘滯阻尼系數(shù)在試件開裂前較大，但隨著剪力墻錨筋在型鋼焊接的位置發(fā)生剪斷，迅速下降，等效粘滯阻尼系數(shù)的發(fā)展過程如圖29所示。

圖29 試件等效粘滯阻尼系數(shù)對比Fig.29 Comparison of equivalent viscous damping coefficient of test pieces

表6 試件耗能、等效粘滯阻尼系數(shù)及對比Table 6 Energy，equivalent viscous damping coefficient of specimens

4 結論

本文對3個試件采用兩種形式的混凝土剪力墻構件進行對比抗性性能研究，得出結論如下：

（1）型鋼連接裝配式低矮混凝土剪力墻試件與現(xiàn)澆剪力墻試件均發(fā)生剪切破壞，但由于型鋼有效的抑制了斜裂縫的開展，使得兩者的裂縫開展方式有所不同。

（2）在剪力墻允許軸壓比條件下，試件PW-2耗能能力和極限承載力均高于現(xiàn)澆剪力墻，在試件加載過程中，型鋼均未屈服，墻角處混凝土先剝落，破壞形式為典型剪切破壞形式，但其極限位移小于現(xiàn)澆剪力墻。

（3）型鋼與剪力墻內(nèi)部的的錨筋應采用穿孔塞焊的形式進行連接，如果采用點焊的連接方式，會導致錨筋與型鋼焊接的位置發(fā)生剪斷的現(xiàn)象。

（4）型鋼連接裝配式低矮混凝土剪力墻具有較好的力學性能，同一軸壓比條件下延性系數(shù)低于現(xiàn)澆墻體，但抗震耗能指標不低于現(xiàn)澆墻體。由于試件數(shù)量較少，三個不同構造的剪力墻試驗所得結論是初步的，尚需補充更多式件試驗，以完善裝配式剪力墻的抗震性能研究。