震损可修复的钢制连接装配式剪力墙抗震性能试验研究

颜桂云，陈亚辉，吴应雄，张鹏起，李建辉

（1.福建理工大学土木工程学院福建省土木工程新技术与信息化重点实验室，福建 福州 350118；2.福州大学土木工程学院，福建 福州 350108；3.中建科技（福州）有限公司，福建 福州 350803）

引言

剪力墙是高层建筑结构的主要抗侧力构件，震害研究表明，普通钢筋混凝土剪力墙结构在地震作用下主要通过混凝土开裂和钢筋拉屈来消耗地震能量，变形和耗能能力较差，且震后受损部位无法修复或修复困难，造成巨大的经济损失［1-3］。近年来随着装配式结构的迅速发展，装配式剪力墙成为了研究热门领域，其连接区域是保证装配式剪力墙可靠连接和传力的关键部件，对结构的抗震性能影响较大［4-5］。

针对装配式剪力墙连接问题，马军卫等［6］、钱稼茹等［7］、Xu 等［8］对灌浆套筒连接的装配式剪力墙结构进行了试验研究，分析了结构的滞回特性、变形能力、刚度退化和耗能能力等性能指标；朱张峰等［9］研究了采用金属螺纹管浆锚技术连接竖向钢筋的装配式剪力墙结构的抗震性能，发现装配式试件能达到与现浇相同的抗震性能；孙建等［10］针对螺栓连接装配式剪力墙的受力性能，给出了简化的墙体受剪承载力的计算式，结果表明该计算方法与试验值吻合较好；Fu 等［11］采用钢制连接区域实现了装配式剪力墙的水平拼接，通过强化钢制连接区域，使该结构取得几乎等效于现浇剪力墙的抗震性能和失效破坏模态。

为了实现剪力墙的可更换性能，吕西林等［12］基于可恢复功能结构的抗震理念，提出了一种带有可更换柱脚构件的剪力墙结构，为可更换剪力墙结构提供了设计思路；毛苑君等［13］、刘其舟等［14］用拉压组合橡胶支座代替易破坏的剪力墙柱脚，对其进行低周往复加载试验，结果表明，带可更换柱脚的剪力墙具有更好的变形能力和耗能能力，抗震性能有较大的提升；Xiao 等［15］、陈曦等［16］、徐龙河等［17］对以自复位碟簧装置作为柱脚的剪力墙结构进行了低周往复试验，结果表明：自复位可更换剪力墙结构较现浇剪力墙的承载力和刚度略低，但具有良好的耗能能力和自复位性；王威等［18］对带可更换阻尼器的波形钢板剪力墙进行了抗震性能试验，结果表明：阻尼器可有效地保护剪力墙，更换阻尼器后该结构承载力略有下降，但滞回曲线饱满，仍拥有稳定的抗震性能。

上述研究对装配式剪力墙的连接方式进行了较为深入的研究，但对利用连接区域作为主要耗能元件的装配式剪力墙的研究相对较少；现有的关于可更换剪力墙的研究中，可更换部件大多为剪力墙的墙脚，对于墙体底部现浇区域的剪切破坏仍无法避免，且可更换性能研究仅针对现浇剪力墙，对于装配式剪力墙震损可修复的研究尚有空缺。

本文提出的可更换钢制连接装配式剪力墙，在保证结构“大震不倒”的前提下，利用连接区域内的部分钢制连接部件的塑性变形消耗能量，提升装配式剪力墙的抗震性能。该结构的拼装均采用高强螺栓，震后通过更换部分损伤的钢制连接部件便可实现可修复功能。通过对试件RS-PSW1、震损修复后的试件RS-PSW2 和一片普通混凝土剪力墙（编号为SW0）进行低周往复加载试验，探究试件RSPSW 的抗震性能及验证其可以实现震后功能恢复。

1 RS-PSW 设计

1.1 RS-PSW 构造

RS-PSW 构造如图1 所示。其由上部预制剪力墙、钢制连接区域和基础组成，上部剪力墙的纵向钢筋焊接在U 型钢板的内壁，实现了上部结构与U 型钢板的连接。该结构在剪力墙易受损坏的底部设置钢制连接区域，将上部结构和基础进行连接，设计让钢制连接区域先于其他部位屈服，以此便可将其损伤和变形集中在钢制连接区域内，利用钢材优良的力学性能来承受荷载与塑性耗能，在部分钢制连接件损伤后，还可通过更换受损的钢连接件来实现结构的修复。

RS-PSW 中的钢制连接区域内，主要通过承压垫梁来承担轴向荷载；两侧的连接钢板受拉和耗能垫块受压形成一对力耦来抵抗弯矩，且通过适当地削弱连接钢板和耗能垫块的抗弯屈服能力，让其先于上部预制墙体屈服，实现损伤可控。屈服后利用连接钢板中部开孔形成的高宽比较大的小钢柱拉伸耗能，以及两侧的耗能垫块压屈耗能；中部蝶形剪切板承受剪力，该剪切板由于构造独特，在抵抗剪力的同时，可近似于让该装配式剪力墙绕底部中心发生转动，而在墙体向一侧转动时，连接钢板和耗能垫块组成的抵抗转动的结构体系便可承受弯矩，在往复荷载下，该体系可利用自身更为优异的塑性变形能力来消耗地震能量。震后更换受损的连接钢板和耗能垫块便可实现结构的可修复功能。

1.2 试件设计

设计并制作1 个试件RS-PSW 和1 片现浇混凝土剪力墙，墙体截面长1000 mm、宽160 mm、高1500 mm，墙内边缘暗柱宽度为150 mm，该剪力墙高宽比λ=1.5，为对比分析，试件RS-PSW 和SW0配筋采用相同方案，各试件的配筋及细部尺寸如图2 所示。该钢制连接区域内钢构件的材性和几何尺寸依据现浇剪力墙SW0 的承载力进行设计，让连接钢板和承压垫梁组成的抗弯力偶体系的承载力等于现浇墙体的抗弯承载力乘以折减系数，可保证在“强剪弱弯”的设计理念下实现结构的损伤可控；蝶形剪切板和承压垫梁的设计承载力则与现浇墙体相等，从而可确定各钢构件的几何尺寸。

该现浇试件在高宽比λ=1.5 时，通过计算分析可知其发生了弯剪破坏。为使试件RS-PSW 的损伤主要集中在钢制连接区域内，通过适当削弱钢制连接区域的抗弯屈服承载力，即削弱耗能垫块和连接钢板形成的抗弯抵抗力偶，实现塑性损伤部位可控，并可使试件RS-PSW 具有延性更好和耗能更为优异的弯曲破坏模态。此外钢制连接区域内的蝶形剪切板由于其独特的构造，使其主要抵抗剪力，可使整个钢制连接区域内的传力机制更加清晰明确，设计更加准确。

2 拟静力实验

2.1 材料性能

本试验中所有试件均采用C40 强度等级混凝土，为同一批次浇筑，在浇筑过程中预留三个立方体试块，通过抗压试验测得混凝土立方体抗压强度标准值为42.2 MPa，根据《混凝土结构设计规范》（GB 50010—2010）［19］换算为 轴心抗 压强度 标准值 为32.1 MPa；钢筋和钢材的力学性能通过拉伸试验获得（如表1 所示），且所用高强螺栓等级均为10.9S。

对于初创企业的绩效，不能单一使用编码的条目数来确定（吕兴群，2016［26］），因此，在访谈过程中，由企业创始人或高管团队根据企业实际，结合行业发展水平，判定企业的绩效水平，其典型例证如表8所示。

表1 钢材力学性能Tab.1 Mechanical properties of steel

2.2 测量方案

测量装置布置如图3 所示。试件加载梁中部和距离墙体底部500 mm 处的位移计D1 和D2 用来测量加载梁端及U 型钢板处的水平位移；地梁中部位移计D3 用来监测地梁的锚固效果；试件SW0 中的位移计D4～D7 和试件RS-PSW 中的位移计D4，D5用来测定剪力墙的剪切变形情况；试件RS-PSW 中的位移计D6，D7 用来测量钢制连接区的剪切位移角。同时在混凝土剪力墙应力较大区域内的受力钢筋和钢制连接区域中的耗能钢构件上布置应变片，用来监测各部位塑性发展情况。

图3 测量装置布置示意图（单位：mm）Fig.3 Layout of measurement devices（Unit：mm）

2.3 加载装置及加载制度

试件的加载装置如图4 所示，通过顶部千斤顶施加770 kN 的轴向荷载（轴压比为0.15），并在加载过程中保持不变。MTS 作动器对构件施加水平往复荷载，加载点距基础梁顶面1.5 m。加载制度按照《建筑抗 震试验规 程》（JGJ/T 101—2015）［20］，分两个阶段进行，第一阶段为荷载控制，以50 kN 的增量进行加载，每级循环1 次，当观察到试件的荷载（P）-位移（Δ）曲线出现明显拐点时，认为试件屈服，进入位移加载控制，按屈服位移的倍数进行加载，每级循环3 次，直到试件出现明显的破坏现象或承载力下降到峰值荷载的85%以下时停止加载。本文规定初次加载的试件RS-PSW1 加载到位移角1.43%时停止，对其钢制连接耗能构件中的损伤部件进行更换，修复后的试件RS-PSW2 再次加载到试件明显破坏或承载力下降到峰值荷载的85%以下时试验结束。在试验过程中，加载速率保持一致。规定MTS 作动器拉回的力和位移为正。

图4 加载装置Fig.4 Loading devices

3 试验现象及破坏形态

3.1 试件SW0

荷载加载至287 kN 时，剪力墙中下部出现了多条肉眼可见的斜裂缝，方向为从侧边向墙体中下部开裂，此时可见试件的荷载-位移曲线出现拐点，MTS 作动器推拉平均位移为4 mm。当水平位移达到8 mm 时，又出现了多条裂缝，且之前出现的斜裂缝有3 条向墙体中下部继续延伸。继续加载至位移为12 mm 时，在墙体的中部出现了多条斜裂缝，分别从墙体侧边向中下部延伸。当位移达到16 mm时，两侧墙脚分别出现了一条宽度为1.5 mm 的横裂缝，在墙体受拉时可见墙脚混凝土已与基础梁脱开，同时也可见墙脚混凝土保护层局部碎裂，有剥落的趋势。当位移达到20 mm 时，墙体上部也出现了多条斜裂缝，两侧墙脚与基础之间的横向裂缝继续加宽，在墙体受拉侧，肉眼可见墙脚与基础脱开，同时墙脚混凝土保护层剥落，暗柱纵向钢筋裸露。当加载位移为24 mm 时，墙脚混凝土被压碎，斜裂缝加宽贯穿整个墙体，形成明显的X 型斜裂缝。当加载位移刚达到28 mm 时，伴随着一声巨响，试件被压溃，墙脚混凝土被完全压碎，并向墙体中部延伸，剪力墙的水平荷载降至85%以下，试验终止。图5 给出了加载过程中试件SW0 的主要破坏特征及最终破坏形态，试件SW0 在往复荷载作用下墙体最终发生脆性的弯剪破坏形态。

图5 SW0 破坏过程Fig.5 Failure process of SW0

3.2 试件RS-PSW1

试件RS-PSW1 加载初期处于弹性状态，无明显现象，当荷载达到172.2 kN 时，观测到试件应力-应变曲线出现拐点，推拉平均位移为4 mm，加载位移大于4 mm 后，伴随着加载过程可明显听到钢构件摩擦的哒哒声。当加载位移达到8 mm 时，受拉端U 型钢板抬起，与耗能垫块脱离2 mm；受压端U型钢板和垫梁及耗能垫块发生滑移，滑移距离为2 mm。当位移达到12 mm 时，受拉端U 型钢板抬起更加明显，与耗能垫块分离大约5 mm，且连接钢板有明显被拉伸的痕迹；受压端连接钢板受压向外发生微小鼓曲。加载位移为16 mm 时，上部预制混凝土墙体背面出现了3 条肉眼可见的微裂缝，长度约为15 cm。当加载位移达到20 mm 时，受拉端U型钢板与耗能垫块抬起约10 mm；受压端连接钢板向外鼓曲加剧。当加载位移达到24 mm 时，上部墙体又出现了一条长达1.1 m 的斜裂缝，但裂缝仅为肉眼刚可见的微裂缝；受压端耗能垫块也被明显压屈。此时试件RS-PSW1 位移角已超过1.43%，此位移角下现浇剪力墙已完全被破坏，该试件加载结束。图6 给出了加载过程中试件RS-PSW1 的主要破坏特征。

图6 试件RS-PSW1 破坏形态Fig.6 Failure form of specimen RS-PSW1

整个加载过程中上部预制混凝土墙体仅出现了几条微裂缝，相比现浇试件SW0，其上部墙体裂缝显著减少，试件的变形及损伤几乎都集中在钢制连接区域内，为通过更换受损钢连接部件来实现结构的可修复功能提供条件。

3.3 试件RS-PSW2

对加载后的试件RS-PSW1 更换其钢制连接区域内损伤的钢连接部件实现结构的修复功能，更换过程如图7 所示，对修复后的试件RS-PSW2 再次进行低周往复加载试验。

试件RS-PSW2 在加载初期的加载现象与试件RS-PSW1相似，当加载位移达到24 mm 时，墙体出现了两条长度20 mm 的微裂缝。加载位移达到28 mm时，墙体又出现多条斜裂缝，受拉端连接钢板拉伸明显；受压端耗能垫块的加筋板受压变形明显。当位移达到32 mm 时，受拉端连接钢板中长条状小钢柱由于拉伸端部产生裂缝，有被拉断的迹象。当位移达到40 mm 时，连接钢板的小钢柱被拉断，试件承载力下降到峰值荷载的85%以下，试验结束。图8 给出了加载过程中的主要破坏现象及最终破坏形态。

试件RS-PSW2 最终破坏发生在钢制连接区域，由连接钢板和耗能垫块组成的抗弯体系破坏导致，连接钢板中小钢柱被拉断，耗能垫块也被明显压屈，但此时上部预制剪力墙结构仅有多条微裂缝，表明该结构可有效地将损伤控制在钢制连接区域内，实现损伤可控。

4 试验结果及分析

4.1 滞回性能

图9 为试件SW0，RS-PSW1 及RS-PSW2 的实测水平力-位移关系曲线。由图9 可知，试件SW0 的承载力在达到峰值荷载后下降较快，下降段陡峭，表现为不利的脆性破坏，且其滞回曲线也不饱满，耗能较差；而试件RS-PSW 的滞回曲线在更换前后均表现出塑性变形能力和耗能能力较好的“弓形”，整个结构在低周往复试验中塑性变形能力优异，能较好地吸收地震能量，其初期刚度和承载力较现浇剪力墙略低。

图9 试件水平荷载-位移滞回曲线Fig.9 Hysteretic curves of horizontal load-displacement of specimens

试件RS-PSW 更换前后滞回曲线吻合较好，试件RS-PSW1 相较于RS-PSW2 有更高的刚度和承载力，因为试件RS-PSW2 是在试件RS-PSW1 结构损坏修复后的加载试验，初次加载时RS-PSW1 上部预制剪力墙中产生了数条微裂缝，墙体存在一定损伤，故修复后加载时，试件RS-PSW2 的位移需要先克服上部墙体的微裂缝，才能使其继续承受荷载，故在相同的位移下，相较于试件RS-PSW1，其承载力和刚度略微下降，但对整体结构影响甚微，修复后的试件RS-PSW2 仍表现出较好的滞回性能。

4.2 骨架曲线

图10 为试件的骨架曲线。当加载位移达到16 mm，即1.07%的位移角时，试件SW0 达到极限承载力为569.7 kN；当位移达到24 mm，即1.6%位移角时，试件SW0 承载力下降到431.2 kN，试件SW0 在达到峰值荷载后，承载力急剧下降，其最终破坏形式为弯剪破坏，延性较差。试件RS-PSW1在位移加载到24 mm 时，承载力还在继续增加，而对应SW0，在此位移下已经完全破坏。试件RSPSW2 在位移达到32 mm，即2.13%的位移角时达到峰值荷载539.6 kN，极限位移角更是达到2.67%，相比SW0 提高了66.7%。相同加载位移下，试件PS-PSW 的承载力较SW0 小，这是由于该结构对钢制连接区域进行了削弱，使其先于上部结构屈服，使得PS-PSW 初期刚度和承载力有所降低，但延性大幅提升。

图10 试件骨架曲线对比Fig.10 Comparison of skeleton curves of specimens

试件RS-PSW2 的骨架曲线与RS-PSW1 相近，其前期刚度和承载力有所降低，但整体力学性能稳定，且相较于SW0 有更长的下降段，变形能力较好，表明试件RS-PSW 在震损修复后仍能满足正常使用需求，可修复性良好。

4.3 水平刚度退化

本文采用水平荷载作用下每级加载到最大位移处的割线刚度kj衡量各试件的水平刚度退化，其表达式为：

式中Pj和Δj分别为第j级往复荷载作用下对应的最大荷载和位移；（+），（-）表示加载的不同方向。

将公式（1）计算得到试件的割线刚度kj进行无量纲化，取每一级的割线刚度kj与初始割线刚度k0的比值作为刚度退化系数τ，得到无量纲退化系数τ与位移加载级别Δ的关系，如图11 所示。

图11 各试件刚度退化系数对比分析Fig.11 Comparative analysis of stiffness degradation coefficient of each specimen

图11 为各试件的刚度退化曲线。可知在加载初期，各试件刚度退化系数保持一致，当位移大于4 mm 时，试件SW0 相较于其他2 个试件刚度退化速率加快，这是由于现浇混凝土墙体产生了大量的裂缝，且受压混凝土逐渐进入塑性变形阶段；而试件RS-PSW1 和RS-PSW2 刚度退化较为缓慢，这得益于其上部预制墙体裂缝较少，且塑性变形集中在钢制连接区域。试件SW0 在位移达到24 mm 时破坏，而试件RS-PSW 在此时仍保持着较高的刚度，使结构能够继续工作。修复后的试件RS-PSW2 前期刚度退化较RS-PSW1 慢，但差距较小，其仍然拥有稳定的刚度退化曲线，表明试件RS-PSW 实现了震损可修复的目的。

4.4 承载力退化

承载力退化指结构承载力随加载循环次数的增加而降低的特性，采用承载力退化系数λ来探究这一特性。λ等于同一加载位移下最后一次循环的最大荷载与首次最大荷载之比，计算公式如下：

式中P3及P1分别表示同一加载位移下最后一次循环及首次循环的最大荷载。

各试件的承载力退化曲线如图12 所示。由图12 可知，在加载初期，各试件的承载力稳定，下降幅度不大，表明试件RS-PSW 的钢制连接方式可靠。在位移达到8 mm 时，试件SW0 较RS-PSW1 和RSPSW2 下降加 快；位移由16 mm 加载到24 mm过程中，试件SW0 的承载力迅速退化，呈现突然的脆性破坏，而试件RS-PSW1 此时承载力仍比较稳定，退化系数维持在0.95 以上，表示该结构在往复荷载作用下仍能维持较高的承载力，力学性能良好。在试件SW0 破坏后，RS-PSW2 的承载力仍能保持缓慢且稳定的退化趋势，表明其抗震性能良好，也表明试件RS-PSW 实现了可修复功能。

4.5 延 性

本文根据韩林海［21］所提的方法确定试件的屈服位移及屈服荷载。表2 中给出了试件SW0，RSPSW1 和RS-PSW2 的屈服位移（Δy）、屈服荷载（Py）、峰值荷载（Pmax）、极限位移（Δu）、极限位移角（θ）、延性系数（μ）、平均延性系数（μ'），由于试件RSPSW1 仅加载到1.43%位移角，此时其承载力还在上升阶段，故仅可得到Δy和Py。由表2 可知，修复前后的试件RS-PSW1 和RS-PSW2 的屈服荷载及峰值荷载较试件SW0 有所降低，但屈服位移较试件SW0 增加34.25%；试件RS-PSW2 的延性系数比试件SW0 的延性系数增长了24.1%，表明试件RSPSW2 具有较好的变形能力；试件RS-PSW2 的屈服位移较试件RS-PSW1 有所增大，主要是由于第一次加载试验中上部预制混凝土墙出现了多条微裂缝，存在一定的损伤，导致试件RS-PSW2 的屈服位移有所增大。

表2 各试件性能点处的承载力及位移Tab.2 Bearing capacity and displacement at the performance point of each specimen

4.6 耗能能力

耗能能力是反映结构抗震性能的重要指标。图13 给出了各试件每级位移下的累计耗能，图中，Ep为各试件滞回加载中的累积耗能量。由图13 可知，在加载位移小于20 mm 时，试件SW0 与RS-PSW1的耗能能力基本相同，试件RS-PSW2 的耗能能力略小于其他构件。当位移达到28 mm 时，试件SW0的耗能能力最强，由于此时其已发生破坏，大量混凝土压碎及钢筋屈服消耗了较多的能量。试件RSPSW2 在SW0 破坏后仍具有稳定的耗能能力，最终破坏时其总耗能为SW0 的1.62 倍，表明该结构在修复后耗能能力良好。

图13 各试件累计耗能对比Fig.13 Comparison of cumulative energy consumption of each specimen

4.7 钢筋及钢材应变分析

为分析修复前后试件RS-PSW1 和RS-PSW2的应力发展过程，取试件塑性变形较大部位处的应变片进行分析。图14 和15 分别给出了试件RSPSW1 和RS-PSW2 中关键部位钢筋及钢制连接部件上应变片的应变时程曲线，图中各应变片的具体位置如图3 所示，图中εy为对应钢筋或钢材的屈服时应变片对应的微应变值。

图14 试件RS-PSW1 关键部位应变曲线Fig.14 Strain curves of key parts of specimen RS-PSW1

由图14（a），（b）和图15（a），（b）可知，试件RSPSW 上部预制墙体内钢筋在整个加载过程中应变与荷载呈线性关系，表明上部预制混凝土结构始终处于弹性阶段。由图14（c），（d）和图15（c），（d）可知，钢制连接区域内连接钢板和耗能垫块应变片的微应变均超过屈服微应变，表明其产生了明显的塑性变形。综上可知，加载过程中装配式剪力墙的塑性变形主要集中在钢制连接部件上，上部预制混凝土墙体基本保持完好。

图15 试件RS-PSW2 关键部位应变曲线Fig.15 Strain curves of key parts of specimen RS-PSW2

5 结论

本文提出了一种震损可修复的钢制耗能连接装配式剪力墙，介绍了其构造和工作原理，对其进行低周往复加载试验，得出以下结论：

（1）试件RS-PSW1 和RS-PSW2 在低周往复试验中表现出良好的整体性和抗震性能，结构最终失效是由钢制连接区域内的连接钢板拉断导致的，相较于现浇SW0，其表现出延性更好的破坏形式。

（2）当位移角达到1.43%时，试件RS-PSW1 上部预制墙体裂缝相较于SW0 大量减少，其变形主要集中在钢制连接区域内，此时现浇SW0 已经破坏，而RS-PSW1 承载力还处于上升阶段，但其初期刚度和承载力略小于SW0。

（3）震损修复后的试件RS-PSW2 耗能能力和变形能力较SW0 有较大提升，其延性系数达到4.07，较SW0 增大了24.1%，累计耗能也相较于普通剪力墙SW0 提升了62%；且其刚度及承载力退化缓慢，能在较大的位移下维持稳定的承载力。

（4）震损修复后的试件RS-PSW2 加载时，其各项抗震性能和初次加载的RS-PSW1 基本保持一致，且修复后的RS-PSW2 抗震性能仍较现浇剪力墙SW0 有较大提升，表明RS-PSW 具备良好的震损可修复功能。