吴志平，王 丹，胡大柱，王 增，严 琦，赵 娟
（1.上海应用技术大学土木工程系，上海 201418；
2.上海电力设计院有限公司，上海 200025）
装配式建筑由于其施工周期短和对环境污染小等优点逐渐被社会所关注。而各个装配式构件之间的连接节点形式逐渐成为建筑行业研究的重点。装配式剪力墙结构竖向连接设计（即水平缝连接）是装配式剪力墙结构设计的重要环节，采用何种连接形式对装配式剪力墙构件进行连接，成为预制装配式剪力墙结构应用的关注重点［1］。
我国、日本、新西兰和美国等多个国家都对装配式剪力墙的连接节点形式进行了深入研究。钱稼茹等［2］采用套箍连接、搭接连接和套筒浆锚连接等方法对预制混凝土剪力墙的竖性连接进行了抗震性能试验研究；
初明进等［3］对一种新型装配整体式双向孔空心模板剪力墙的受剪性能进行了研究；
朱张峰等［4］对装配式短肢剪力墙、水平缝采用U形闭合筋连接、钢筋浆锚搭接连接以及装配式剪力墙基于钢板网成孔的竖向钢筋搭接连接进行了试验［5-7］；
王墩等［8］通过采用钢筋混凝土接缝连接梁实现了预制墙体竖向钢筋的连接，并进行了试验；
姜洪斌等［9］对3层足尺预制混凝土剪力墙结构进行了拟静力试验；
SOUDKI等［10-11］研究了预制混凝土剪力墙水平连接；
PEREZ等［12］、AALETI［13］等对后张无粘结预应力预制剪力墙结构体系进行了研究；
孙建［14］等采用内嵌边框、高强螺栓以及连接钢框实现了相邻层预制墙板的新型干式连接方式连接（IPSW），并研究了该新型剪力墙（含竖向缝节点）的抗剪承载力以及水平缝节点的传力机理［15-16］。
从上述国内外对装配式剪力墙水平缝的连接节点研究成果来看：大多数剪力墙的连接节点都是采用湿连接，而关于干连接装配剪力墙的研究则相对较少。湿连接的连接形式施工工期长，在灌浆等施工工艺上可能会存在施工质量上的问题，但是湿连接的施工工艺成熟，整体性较好，对施工人员技术要求不高；
干式连接对施工精度要求非常高，但是施工质量和效率也高，并且能够减少现场的湿作业量和节约材料［17-19］。
鉴于此，本文提出的型钢连接预制装配式混凝土剪力墙结构的连接节点由锚筋、预埋锚板、腹板、加劲板和端板组成，如图1所示，通过腹板、加劲板、端板分别和预埋锚板焊接等方式实现连接，节点连接区域位置起点设置在楼承板面向上1m处，此部位既远离剪力墙塑性铰区域，又方便焊接施工操作。剪力墙纵向受力钢筋和锚筋分别和型钢翼缘板（预埋锚板）通过穿孔塞焊进行可靠连接，无须湿作业，完全避免了由湿作业所带来的施工难度；
剪力墙内预埋件保证剪力墙竖向任一水平接缝面均可以通过型钢与受力钢筋连接，使得该技术适用于装配式混凝土剪力墙结构中剪力墙与剪力墙、梁和楼承板等各种形式节点的连接。而采用干式焊接连接不必进行养护，可以提高施工效率，节约工期。
图1 型钢连接预制装配式混凝土剪力墙Fig.1 Prefabricated concrete shear wall connected by section steel
1.1 试件设计与制作
为了研究型钢连接装配式混凝土剪力墙的连接节点抗震性能，共制作3片剪跨比为0.783的试件进行试验。根据试验室加载设备和所具备的加载能力以及现场的条件，最终确定剪力墙的试验尺寸和实际结构相似比为1/2，由此来设计出试件的外形尺寸，3个试件的外形尺寸完全相同，其中：一个现浇混凝土剪力墙，编号为CW（以下简称“CW”），另两个型钢连接的混凝土剪力墙PW-1和PW-2，（以下简称“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锚筋和锚板采用点焊，而PW-2采用锚板上穿孔和锚筋塞焊；
剪力墙尺寸和配筋详见表1-表2和图2，实测材性参数见表3。
图2 试件配筋详图Fig.2 Specimen reinforcement details
表1 剪力墙配筋表Table 1 Shear wall reinforcement table
表2 截面配筋参数Table 2 Section reinforcement parameters
表3 材性实测值Table 3 Measured material performance
1.2 试验方案
1.2.1 加载制度与加载装置
此次剪力墙抗震试验加载方式为：所需的竖向力和水平力分别由两个液压千斤顶施加，其中竖向千斤顶的最大压力10 000 kN，拉力3 000 kN，垂直加载行程为±300 mm，水平千斤顶最大做动力推力为1 500 kN，拉力1 500 kN，水平加载行程为±400 mm，位移分辨率为0.01 mm。试验过程中：先在剪力墙的顶部施加竖向轴压力（859.5 kN，轴压比0.3）；
然后按图3所示的加载制度施加水平荷载，直到承载力下降到峰值承载力的85%以下或试件变形太大不适于继续加载为止。加载装置如图4所示。
图3 加载制度Fig.3 Loading system
图4 加载装置Fig.4 Loading device
1.2.2 测试方案
试验加载过程中，记录并观察剪力墙中暗柱的竖向钢筋和水平钢筋的应变发展情况，据此来判断屈服点，并记录破坏形式；
在剪力墙的型钢腹板粘贴应变花，根据加载过程中的应变曲线观察型钢腹板的情况；
在上肢剪力墙与上锚板以及下肢剪力墙与下锚板各布置位移计以监测二者之间的相对滑移；
在地梁端部位置布置位移计监测试件的刚体滑移。
图5 应变片布置Fig.5 Strain gauge layout
图6 位移计布置Fig.6 Displacement meter layout
试件CW在Δ=2.5 mm的加载过程中，南侧墙角处裂缝宽度明显增大，北侧墙角处出现5条新的斜裂缝，最长的裂缝从北墙体边缘10 cm处向中间部位延伸到墙底。加载至Δ=5 mm时出现一条新裂缝，加载过程中墙体出现混凝土开裂的声音，裂缝宽度增大，大量出现裂缝。加载至Δ=7.5 mm时，墙体北侧出现一条新的斜裂缝从剪力墙北侧斜上方向南侧斜下方发展，与正向加载时出现的斜裂缝相交。加载至Δ=10 mm时，墙体南侧受拉区出现3条新裂缝，北侧墙角裂缝增大，由北侧墙边向墙体距边缘30 cm处延伸，北侧墙角混凝土剥落，有钢筋露出。加载至Δ=12.5 mm时，水平承载力降至660 kN（极限荷载的85%），剪力墙北侧墙角部混凝土压溃，试验结束，裂缝分布如图7所示。
图7 CW峰值荷载前裂缝Fig.7 Crack of CW before the peak load
试件PW-1在Δ=2.5 mm时，墙体南侧型钢上部出现一条裂缝，并向墙角处延伸，北侧墙体型钢下面剪力墙受拉区出现两条竖向裂缝，距离墙体边缘30 cm处出现一条新裂缝。在Δ=5 mm时，上肢剪力墙北侧靠近墙边15 cm处出现斜裂缝，墙底与地梁交界面的裂缝连成通缝；
在下肢剪力墙南侧出现4条新的斜裂缝，北侧靠近墙体边缘处出现水平缝，且向墙体中间发展。进行3次循环加载后，南侧墙角出现两条新的裂缝；
下肢剪力墙与型钢连接处距离墙体边缘3 cm处出现竖向裂缝。在Δ=7.5 mm的加载过程中剪力墙出现一声脆响，下肢剪力墙与型钢连接部位的钢筋被拉断，左侧型钢出现张角，型钢与混凝土之间裂开；
北侧下肢剪力墙与型钢连接部位的钢筋断裂，停止试验，裂缝分布如图8所示。
图8 PW-1峰值荷载前裂缝Fig.8 Crack of PW-1 before the peak load
试件PW-2在Δ=2.5 mm时，墙体南侧出现3条新裂缝，裂缝延伸，且裂缝增宽，一条裂缝贯穿墙体；
北侧墙体出现多条裂缝，三条裂缝延伸，且有一条裂缝贯穿墙体，同时墙体出现响声。Δ=5 mm时，南侧墙体出现5条新裂缝，并有裂缝延伸；
北侧墙体出现4条新裂缝，裂缝增宽；
且有一条裂缝贯穿墙体。在Δ=7.5 mm时，南侧墙体有两条裂缝延伸，并出现3条新裂缝；
一条裂缝贯穿墙体，南侧墙角处混凝土被压碎，钢筋露出；
北侧墙体裂缝延伸，墙体的混凝土被压碎，轴向竖向力无法保持，停止试验，裂缝分布如图9所示。
图9 PW-2峰值荷载前裂缝Fig.9 Crack of PW-2 before the peak load
3.1 破坏模式
墙体试件在竖向和水平力作用下，试件CW的斜裂缝开展呈交叉状，底部墙角处的混凝土被压溃并且剪力墙的暗柱内受拉侧的纵向钢筋屈服，端部形成塑性铰，并且不断向周边扩展；
同时，墙体表面出现斜裂缝，二者共同发展导致构件的承载力丧失，结构破坏形态为剪切破坏，如图10（a）和图10（b）所示。试件PW-1由于型钢与剪力墙内部的的锚筋没有采用穿孔塞焊的形式连接，而是采用点焊的连接方式，结果导致锚筋在型钢焊接的位置发生剪断，发生滑移破坏，如图10（c）和图10（d）所示。试件PW-2由于型钢的存在阻断了裂缝沿型钢方向的开展，墙体的裂缝仅发生在上下肢剪力墙内，由于型钢的作用，阻断了上肢剪力墙和下肢剪力墙墙体斜裂缝的开展和延伸，随后斜裂缝向上下肢剪力墙的边缘延伸，型钢未屈服，但随着下肢剪力墙裂缝沿着型钢随后向下部墙角处延伸，钢筋屈服，发生剪切破坏，如图10（e）和图10（f）所示。与现浇整体式剪力墙试件CW相比，采用该新型连接方案的预制剪力墙试件PW-2具有更好的水平受剪承载能力，且该连接方式能够有效地传递钢筋应力，水平接缝的竖向连接稳定可靠。
图10 试件破坏图Fig.10 Crack maps of the specimens
3.2 滞回特性及骨架曲线
根据三个剪力墙试件的滞回曲线可以看出：CW试件滞回曲线的滞回环面积小于PW-2试件的滞回环面积，这说明在剪力墙中间采用型钢连接节点来代替传统现浇构件，其耗能性能要优于现浇整体剪力墙。试件开裂初期，滞回曲线呈线性变化，随着施加的水平荷载的不断增大，滞回环面积逐渐扩大，滞回环也逐渐地愈加饱满。当达到试件的峰值荷载时，CW滞回曲线的捏缩现象较为严重，相比CW的滞回曲线，PW-2的滞回曲线显得更加饱满，CW与PW-2滞回曲线和骨架曲线如图11-12所示。
图11 试件CW与PW-2滞回曲线Fig.11 Crack map of specimen CW and PW-2
图12 试件CW与PW-2骨架曲线Fig.12 Skeleton curve of test piece CW and PW-2
此次试验由于试件PW-1的型钢与剪力墙内部的的锚筋没有采用穿孔塞焊的形式进行连接，结果导致锚筋在型钢焊接的位置发生剪断，墙肢滑移破坏，导致PW-2试件极限承载力和位移角均未达到试验要求，PW-1与PW-2滞回曲线和骨架曲线如图13-14所示。
图13 试件PW-1与PW-2滞回曲线Fig.13 Crack map of specimen PW-1 and PW-2
图14 试件PW-1与PW-2骨架曲线Fig.14 Skeleton curve of test piece PW-1 and PW-2
3.3 承载力与变形能力分析
表4中给出了三片剪力墙的荷载特征值、位移特征值和位移延性系数，从中可以看出：PW-2剪力墙试件的屈服荷载、峰值荷载以及极限荷载都高于CW剪力墙，但是延性系数低于CW剪力墙；
CW与PW-2剪力墙的延性系数均大于3；
但PW-1反向延性系数仅达到2.29，延性较差，原因为中间的型钢部分钢筋于锚板焊接处断裂导致。
表4 各个剪力墙荷载值及对应的位移特征值Table 4 Load value of each shear wall and corresponding displacement characteristic value
3.4 刚度退化分析
从各个试件的滞回曲线以及骨架曲线可以看出：随位移增大，试件的刚度在逐渐地减小。经过计算得出了三片剪力墙试件的各个阶段的刚度见表5。PW-2剪力墙的初始刚度明显大于CW剪力墙和PW-1剪力墙，在加载过程中，PW-2的开裂刚度低于CW剪力墙，在加载后期，由于型钢的作用，峰值荷载所对应的刚度和破坏时的刚度均大于CW剪力墙；
PW-1剪力墙试件的刚度退化速率较快，这与剪力墙锚筋在型钢焊接的位置发生剪断有关，如图15所示。
表5 各剪力墙试件刚度Table 5 Stiffness of each shear wall specimen
图15 PW-1、PW-2和CW刚度退化规律Fig.15 Stiffness degradation law of PW-1、PW-2 and CW
3.5 钢筋型钢应变滞回曲线及钢筋应变分析
（1）钢筋滞回曲线
由于篇幅，本文只列出了部分主要钢筋应变滞回曲线，其中：A6钢筋屈服应变值为2 320×10-6；
B8钢筋屈服应变值为3 031×10-6。试件CW墙体暗柱纵筋应变较大，受拉侧墙角处S1钢筋应变最先达到屈服状态，如图16所示；
试件CW墙体中水平分布钢筋未达到屈服状态，如图17所示；
试件PW-1中的受拉侧钢筋较早屈服，其应变小于试件CW的同一位置的钢筋应变，如图18所示；
试件PW-1的水平筋应变如图19所示；
试件PW-2中的S59的应变是同一位置试件PW-1应变的6倍，型钢下方的暗柱纵筋受力远大于试件PW-1纵筋受力；
表明钢筋与锚板的焊接方式影响纵筋的受力情况，也说明采用纵向受力筋与锚板应该采用穿孔塞焊的连接方式，如图20-21所示。
图16 CW外侧纵筋监测点S1应变滞回曲线Fig.16 Steel strain hysteresis curve of monitoring point S1 of CW
图17 CW水平分布钢筋监测点S15应变滞回曲线Fig.17 Steel strain hysteresis curve of monitoring point S15 of CW
图18 PW-1外侧纵筋监测点S1应变滞回曲线Fig.18 Steel strain hysteresis curve of monitoring point S1 of PW-1
图19 PW-1水平分布钢筋监测点S15应变滞回曲线Fig.19 Steel strain hysteresis curve of monitoring point S15 of PW-1
图20 PW-2外侧纵筋监测点S2应变滞回曲线Fig.20 Steel strain hysteresis curve of monitoring point S2 of PW-2
图21 PW-2外侧纵筋监测点S59应变滞回曲线Fig.21 Steel strain hysteresis curve of monitoring point S59 of PW-2
（2）腹板应变滞回曲线及腹板应变分析
试件PW-2腹板应变花监测点S75（1）和监测点S75（3）应变滞回曲线如图22-23所示。应变片采用45°应变花时，主应变通过式（1）换算成主应变。
图22 PW-2钢板监测点S75（1）应变滞回曲线Fig.22 Steel plate strain hysteresis curve of monitoring point S75（1）of PW-2
图23 PW-2钢板监测点S75（3）应变滞回曲线Fig.23 Steelplate strain hysteresis curve of monitoring point S75（3）of PW-2
图25 腹板上78号监测点换算最大和最小主应变变化图Fig.25 Converted maximum and minimum principal strain change diagram of monitoring point of 78 on the steelplate
根据布置在钢板腹板中部5个监测点1、2和3的应变花换算成主应变分别得到腹板上位置（离左端距离mm）125、414、750、1 086和1 375的五个监测点79号、78号、77号、76号以及75号的最大和最小主应变，如图24-28所示。可见腹板在整个加载过程中均处于弹性阶段，满足“强节点，弱构件”抗震要求。
图24 腹板上79号监测点换算最大和最小主应变变化图Fig.24 Converted maximum and minimum principal strain change diagram of monitoring point of 79 on the steelplate
图26 腹板上77号监测点换算最大和最小主应变变化图Fig.26 Converted maximum and minimum principal strain change diagram of monitoring point of 77 on the steelplate
图27 腹板上76号监测点换算最大和最小主应变变化图Fig.27 Converted maximum and minimum principal strain change diagram of monitoring point of 76 on the steelplate
图28 腹板上75号监测点换算最大和最小主应变变化图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
根据图15，得到三个试件从开裂开始直至试件破坏前的能量耗散系数和等效粘滞阻尼系数，三个试件在这些特征时刻下的耗能和等效粘滞阻尼系数见表6。PW-2剪力墙的各阶段耗能均大于CW剪力墙，累计耗能是CW剪力墙的1.91倍，表明采用型钢连接能够提高剪力墙的耗能能力。PW-1剪力墙的等效粘滞阻尼系数在试件开裂前较大，但随着剪力墙锚筋在型钢焊接的位置发生剪断，迅速下降，等效粘滞阻尼系数的发展过程如图29所示。
图29 试件等效粘滞阻尼系数对比Fig.29 Comparison of equivalent viscous damping coefficient of test pieces
表6 试件耗能、等效粘滞阻尼系数及对比Table 6 Energy，equivalent viscous damping coefficient of specimens
本文对3个试件采用两种形式的混凝土剪力墙构件进行对比抗性性能研究，得出结论如下：
（1）型钢连接装配式低矮混凝土剪力墙试件与现浇剪力墙试件均发生剪切破坏，但由于型钢有效的抑制了斜裂缝的开展，使得两者的裂缝开展方式有所不同。
（2）在剪力墙允许轴压比条件下，试件PW-2耗能能力和极限承载力均高于现浇剪力墙，在试件加载过程中，型钢均未屈服，墙角处混凝土先剥落，破坏形式为典型剪切破坏形式，但其极限位移小于现浇剪力墙。
（3）型钢与剪力墙内部的的锚筋应采用穿孔塞焊的形式进行连接，如果采用点焊的连接方式，会导致锚筋与型钢焊接的位置发生剪断的现象。
（4）型钢连接装配式低矮混凝土剪力墙具有较好的力学性能，同一轴压比条件下延性系数低于现浇墙体，但抗震耗能指标不低于现浇墙体。由于试件数量较少，三个不同构造的剪力墙试验所得结论是初步的，尚需补充更多式件试验，以完善装配式剪力墙的抗震性能研究。
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