震損可修復的鋼制連接裝配式剪力墻抗震性能試驗研究

顏桂云，陳亞輝，吳應雄，張鵬起，李建輝

（1.福建理工大學土木工程學院福建省土木工程新技術與信息化重點實驗室，福建 福州 350118；2.福州大學土木工程學院，福建 福州 350108；3.中建科技（福州）有限公司，福建 福州 350803）

引言

剪力墻是高層建筑結構的主要抗側力構件，震害研究表明，普通鋼筋混凝土剪力墻結構在地震作用下主要通過混凝土開裂和鋼筋拉屈來消耗地震能量，變形和耗能能力較差，且震后受損部位無法修復或修復困難，造成巨大的經濟損失［1-3］。近年來隨著裝配式結構的迅速發展，裝配式剪力墻成為了研究熱門領域，其連接區域是保證裝配式剪力墻可靠連接和傳力的關鍵部件，對結構的抗震性能影響較大［4-5］。

針對裝配式剪力墻連接問題，馬軍衛等［6］、錢稼茹等［7］、Xu 等［8］對灌漿套筒連接的裝配式剪力墻結構進行了試驗研究，分析了結構的滯回特性、變形能力、剛度退化和耗能能力等性能指標；朱張峰等［9］研究了采用金屬螺紋管漿錨技術連接豎向鋼筋的裝配式剪力墻結構的抗震性能，發現裝配式試件能達到與現澆相同的抗震性能；孫建等［10］針對螺栓連接裝配式剪力墻的受力性能，給出了簡化的墻體受剪承載力的計算式，結果表明該計算方法與試驗值吻合較好；Fu 等［11］采用鋼制連接區域實現了裝配式剪力墻的水平拼接，通過強化鋼制連接區域，使該結構取得幾乎等效于現澆剪力墻的抗震性能和失效破壞模態。

為了實現剪力墻的可更換性能，呂西林等［12］基于可恢復功能結構的抗震理念，提出了一種帶有可更換柱腳構件的剪力墻結構，為可更換剪力墻結構提供了設計思路；毛苑君等［13］、劉其舟等［14］用拉壓組合橡膠支座代替易破壞的剪力墻柱腳，對其進行低周往復加載試驗，結果表明，帶可更換柱腳的剪力墻具有更好的變形能力和耗能能力，抗震性能有較大的提升；Xiao 等［15］、陳曦等［16］、徐龍河等［17］對以自復位碟簧裝置作為柱腳的剪力墻結構進行了低周往復試驗，結果表明：自復位可更換剪力墻結構較現澆剪力墻的承載力和剛度略低，但具有良好的耗能能力和自復位性；王威等［18］對帶可更換阻尼器的波形鋼板剪力墻進行了抗震性能試驗，結果表明：阻尼器可有效地保護剪力墻，更換阻尼器后該結構承載力略有下降，但滯回曲線飽滿，仍擁有穩定的抗震性能。

上述研究對裝配式剪力墻的連接方式進行了較為深入的研究，但對利用連接區域作為主要耗能元件的裝配式剪力墻的研究相對較少；現有的關于可更換剪力墻的研究中，可更換部件大多為剪力墻的墻腳，對于墻體底部現澆區域的剪切破壞仍無法避免，且可更換性能研究僅針對現澆剪力墻，對于裝配式剪力墻震損可修復的研究尚有空缺。

本文提出的可更換鋼制連接裝配式剪力墻，在保證結構“大震不倒”的前提下，利用連接區域內的部分鋼制連接部件的塑性變形消耗能量，提升裝配式剪力墻的抗震性能。該結構的拼裝均采用高強螺栓，震后通過更換部分損傷的鋼制連接部件便可實現可修復功能。通過對試件RS-PSW1、震損修復后的試件RS-PSW2 和一片普通混凝土剪力墻（編號為SW0）進行低周往復加載試驗，探究試件RSPSW 的抗震性能及驗證其可以實現震后功能恢復。

1 RS-PSW 設計

1.1 RS-PSW 構造

RS-PSW 構造如圖1 所示。其由上部預制剪力墻、鋼制連接區域和基礎組成，上部剪力墻的縱向鋼筋焊接在U 型鋼板的內壁，實現了上部結構與U 型鋼板的連接。該結構在剪力墻易受損壞的底部設置鋼制連接區域，將上部結構和基礎進行連接，設計讓鋼制連接區域先于其他部位屈服，以此便可將其損傷和變形集中在鋼制連接區域內，利用鋼材優良的力學性能來承受荷載與塑性耗能，在部分鋼制連接件損傷后，還可通過更換受損的鋼連接件來實現結構的修復。

RS-PSW 中的鋼制連接區域內，主要通過承壓墊梁來承擔軸向荷載；兩側的連接鋼板受拉和耗能墊塊受壓形成一對力耦來抵抗彎矩，且通過適當地削弱連接鋼板和耗能墊塊的抗彎屈服能力，讓其先于上部預制墻體屈服，實現損傷可控。屈服后利用連接鋼板中部開孔形成的高寬比較大的小鋼柱拉伸耗能，以及兩側的耗能墊塊壓屈耗能；中部蝶形剪切板承受剪力，該剪切板由于構造獨特，在抵抗剪力的同時，可近似于讓該裝配式剪力墻繞底部中心發生轉動，而在墻體向一側轉動時，連接鋼板和耗能墊塊組成的抵抗轉動的結構體系便可承受彎矩，在往復荷載下，該體系可利用自身更為優異的塑性變形能力來消耗地震能量。震后更換受損的連接鋼板和耗能墊塊便可實現結構的可修復功能。

1.2 試件設計

設計并制作1 個試件RS-PSW 和1 片現澆混凝土剪力墻，墻體截面長1000 mm、寬160 mm、高1500 mm，墻內邊緣暗柱寬度為150 mm，該剪力墻高寬比λ=1.5，為對比分析，試件RS-PSW 和SW0配筋采用相同方案，各試件的配筋及細部尺寸如圖2 所示。該鋼制連接區域內鋼構件的材性和幾何尺寸依據現澆剪力墻SW0 的承載力進行設計，讓連接鋼板和承壓墊梁組成的抗彎力偶體系的承載力等于現澆墻體的抗彎承載力乘以折減系數，可保證在“強剪弱彎”的設計理念下實現結構的損傷可控；蝶形剪切板和承壓墊梁的設計承載力則與現澆墻體相等，從而可確定各鋼構件的幾何尺寸。

該現澆試件在高寬比λ=1.5 時，通過計算分析可知其發生了彎剪破壞。為使試件RS-PSW 的損傷主要集中在鋼制連接區域內，通過適當削弱鋼制連接區域的抗彎屈服承載力，即削弱耗能墊塊和連接鋼板形成的抗彎抵抗力偶，實現塑性損傷部位可控，并可使試件RS-PSW 具有延性更好和耗能更為優異的彎曲破壞模態。此外鋼制連接區域內的蝶形剪切板由于其獨特的構造，使其主要抵抗剪力，可使整個鋼制連接區域內的傳力機制更加清晰明確，設計更加準確。

2 擬靜力實驗

2.1 材料性能

本試驗中所有試件均采用C40 強度等級混凝土，為同一批次澆筑，在澆筑過程中預留三個立方體試塊，通過抗壓試驗測得混凝土立方體抗壓強度標準值為42.2 MPa，根據《混凝土結構設計規范》（GB 50010—2010）［19］換算為 軸心抗 壓強度 標準值 為32.1 MPa；鋼筋和鋼材的力學性能通過拉伸試驗獲得（如表1 所示），且所用高強螺栓等級均為10.9S。

對于初創企業的績效，不能單一使用編碼的條目數來確定（呂興群，2016［26］），因此，在訪談過程中，由企業創始人或高管團隊根據企業實際，結合行業發展水平，判定企業的績效水平，其典型例證如表8所示。

表1 鋼材力學性能Tab.1 Mechanical properties of steel

2.2 測量方案

測量裝置布置如圖3 所示。試件加載梁中部和距離墻體底部500 mm 處的位移計D1 和D2 用來測量加載梁端及U 型鋼板處的水平位移；地梁中部位移計D3 用來監測地梁的錨固效果；試件SW0 中的位移計D4～D7 和試件RS-PSW 中的位移計D4，D5用來測定剪力墻的剪切變形情況；試件RS-PSW 中的位移計D6，D7 用來測量鋼制連接區的剪切位移角。同時在混凝土剪力墻應力較大區域內的受力鋼筋和鋼制連接區域中的耗能鋼構件上布置應變片，用來監測各部位塑性發展情況。

圖3 測量裝置布置示意圖（單位：mm）Fig.3 Layout of measurement devices（Unit：mm）

2.3 加載裝置及加載制度

試件的加載裝置如圖4 所示，通過頂部千斤頂施加770 kN 的軸向荷載（軸壓比為0.15），并在加載過程中保持不變。MTS 作動器對構件施加水平往復荷載，加載點距基礎梁頂面1.5 m。加載制度按照《建筑抗 震試驗規 程》（JGJ/T 101—2015）［20］，分兩個階段進行，第一階段為荷載控制，以50 kN 的增量進行加載，每級循環1 次，當觀察到試件的荷載（P）-位移（Δ）曲線出現明顯拐點時，認為試件屈服，進入位移加載控制，按屈服位移的倍數進行加載，每級循環3 次，直到試件出現明顯的破壞現象或承載力下降到峰值荷載的85%以下時停止加載。本文規定初次加載的試件RS-PSW1 加載到位移角1.43%時停止，對其鋼制連接耗能構件中的損傷部件進行更換，修復后的試件RS-PSW2 再次加載到試件明顯破壞或承載力下降到峰值荷載的85%以下時試驗結束。在試驗過程中，加載速率保持一致。規定MTS 作動器拉回的力和位移為正。

圖4 加載裝置Fig.4 Loading devices

3 試驗現象及破壞形態

3.1 試件SW0

荷載加載至287 kN 時，剪力墻中下部出現了多條肉眼可見的斜裂縫，方向為從側邊向墻體中下部開裂，此時可見試件的荷載-位移曲線出現拐點，MTS 作動器推拉平均位移為4 mm。當水平位移達到8 mm 時，又出現了多條裂縫，且之前出現的斜裂縫有3 條向墻體中下部繼續延伸。繼續加載至位移為12 mm 時，在墻體的中部出現了多條斜裂縫，分別從墻體側邊向中下部延伸。當位移達到16 mm時，兩側墻腳分別出現了一條寬度為1.5 mm 的橫裂縫，在墻體受拉時可見墻腳混凝土已與基礎梁脫開，同時也可見墻腳混凝土保護層局部碎裂，有剝落的趨勢。當位移達到20 mm 時，墻體上部也出現了多條斜裂縫，兩側墻腳與基礎之間的橫向裂縫繼續加寬，在墻體受拉側，肉眼可見墻腳與基礎脫開，同時墻腳混凝土保護層剝落，暗柱縱向鋼筋裸露。當加載位移為24 mm 時，墻腳混凝土被壓碎，斜裂縫加寬貫穿整個墻體，形成明顯的X 型斜裂縫。當加載位移剛達到28 mm 時，伴隨著一聲巨響，試件被壓潰，墻腳混凝土被完全壓碎，并向墻體中部延伸，剪力墻的水平荷載降至85%以下，試驗終止。圖5 給出了加載過程中試件SW0 的主要破壞特征及最終破壞形態，試件SW0 在往復荷載作用下墻體最終發生脆性的彎剪破壞形態。

圖5 SW0 破壞過程Fig.5 Failure process of SW0

3.2 試件RS-PSW1

試件RS-PSW1 加載初期處于彈性狀態，無明顯現象，當荷載達到172.2 kN 時，觀測到試件應力-應變曲線出現拐點，推拉平均位移為4 mm，加載位移大于4 mm 后，伴隨著加載過程可明顯聽到鋼構件摩擦的噠噠聲。當加載位移達到8 mm 時，受拉端U 型鋼板抬起，與耗能墊塊脫離2 mm；受壓端U型鋼板和墊梁及耗能墊塊發生滑移，滑移距離為2 mm。當位移達到12 mm 時，受拉端U 型鋼板抬起更加明顯，與耗能墊塊分離大約5 mm，且連接鋼板有明顯被拉伸的痕跡；受壓端連接鋼板受壓向外發生微小鼓曲。加載位移為16 mm 時，上部預制混凝土墻體背面出現了3 條肉眼可見的微裂縫，長度約為15 cm。當加載位移達到20 mm 時，受拉端U型鋼板與耗能墊塊抬起約10 mm；受壓端連接鋼板向外鼓曲加劇。當加載位移達到24 mm 時，上部墻體又出現了一條長達1.1 m 的斜裂縫，但裂縫僅為肉眼剛可見的微裂縫；受壓端耗能墊塊也被明顯壓屈。此時試件RS-PSW1 位移角已超過1.43%，此位移角下現澆剪力墻已完全被破壞，該試件加載結束。圖6 給出了加載過程中試件RS-PSW1 的主要破壞特征。

圖6 試件RS-PSW1 破壞形態Fig.6 Failure form of specimen RS-PSW1

整個加載過程中上部預制混凝土墻體僅出現了幾條微裂縫，相比現澆試件SW0，其上部墻體裂縫顯著減少，試件的變形及損傷幾乎都集中在鋼制連接區域內，為通過更換受損鋼連接部件來實現結構的可修復功能提供條件。

3.3 試件RS-PSW2

對加載后的試件RS-PSW1 更換其鋼制連接區域內損傷的鋼連接部件實現結構的修復功能，更換過程如圖7 所示，對修復后的試件RS-PSW2 再次進行低周往復加載試驗。

試件RS-PSW2 在加載初期的加載現象與試件RS-PSW1相似，當加載位移達到24 mm 時，墻體出現了兩條長度20 mm 的微裂縫。加載位移達到28 mm時，墻體又出現多條斜裂縫，受拉端連接鋼板拉伸明顯；受壓端耗能墊塊的加筋板受壓變形明顯。當位移達到32 mm 時，受拉端連接鋼板中長條狀小鋼柱由于拉伸端部產生裂縫，有被拉斷的跡象。當位移達到40 mm 時，連接鋼板的小鋼柱被拉斷，試件承載力下降到峰值荷載的85%以下，試驗結束。圖8 給出了加載過程中的主要破壞現象及最終破壞形態。

試件RS-PSW2 最終破壞發生在鋼制連接區域，由連接鋼板和耗能墊塊組成的抗彎體系破壞導致，連接鋼板中小鋼柱被拉斷，耗能墊塊也被明顯壓屈，但此時上部預制剪力墻結構僅有多條微裂縫，表明該結構可有效地將損傷控制在鋼制連接區域內，實現損傷可控。

4 試驗結果及分析

4.1 滯回性能

圖9 為試件SW0，RS-PSW1 及RS-PSW2 的實測水平力-位移關系曲線。由圖9 可知，試件SW0 的承載力在達到峰值荷載后下降較快，下降段陡峭，表現為不利的脆性破壞，且其滯回曲線也不飽滿，耗能較差；而試件RS-PSW 的滯回曲線在更換前后均表現出塑性變形能力和耗能能力較好的“弓形”，整個結構在低周往復試驗中塑性變形能力優異，能較好地吸收地震能量，其初期剛度和承載力較現澆剪力墻略低。

圖9 試件水平荷載-位移滯回曲線Fig.9 Hysteretic curves of horizontal load-displacement of specimens

試件RS-PSW 更換前后滯回曲線吻合較好，試件RS-PSW1 相較于RS-PSW2 有更高的剛度和承載力，因為試件RS-PSW2 是在試件RS-PSW1 結構損壞修復后的加載試驗，初次加載時RS-PSW1 上部預制剪力墻中產生了數條微裂縫，墻體存在一定損傷，故修復后加載時，試件RS-PSW2 的位移需要先克服上部墻體的微裂縫，才能使其繼續承受荷載，故在相同的位移下，相較于試件RS-PSW1，其承載力和剛度略微下降，但對整體結構影響甚微，修復后的試件RS-PSW2 仍表現出較好的滯回性能。

4.2 骨架曲線

圖10 為試件的骨架曲線。當加載位移達到16 mm，即1.07%的位移角時，試件SW0 達到極限承載力為569.7 kN；當位移達到24 mm，即1.6%位移角時，試件SW0 承載力下降到431.2 kN，試件SW0 在達到峰值荷載后，承載力急劇下降，其最終破壞形式為彎剪破壞，延性較差。試件RS-PSW1在位移加載到24 mm 時，承載力還在繼續增加，而對應SW0，在此位移下已經完全破壞。試件RSPSW2 在位移達到32 mm，即2.13%的位移角時達到峰值荷載539.6 kN，極限位移角更是達到2.67%，相比SW0 提高了66.7%。相同加載位移下，試件PS-PSW 的承載力較SW0 小，這是由于該結構對鋼制連接區域進行了削弱，使其先于上部結構屈服，使得PS-PSW 初期剛度和承載力有所降低，但延性大幅提升。

圖10 試件骨架曲線對比Fig.10 Comparison of skeleton curves of specimens

試件RS-PSW2 的骨架曲線與RS-PSW1 相近，其前期剛度和承載力有所降低，但整體力學性能穩定，且相較于SW0 有更長的下降段，變形能力較好，表明試件RS-PSW 在震損修復后仍能滿足正常使用需求，可修復性良好。

4.3 水平剛度退化

本文采用水平荷載作用下每級加載到最大位移處的割線剛度kj衡量各試件的水平剛度退化，其表達式為：

式中Pj和Δj分別為第j級往復荷載作用下對應的最大荷載和位移；（+），（-）表示加載的不同方向。

將公式（1）計算得到試件的割線剛度kj進行無量綱化，取每一級的割線剛度kj與初始割線剛度k0的比值作為剛度退化系數τ，得到無量綱退化系數τ與位移加載級別Δ的關系，如圖11 所示。

圖11 各試件剛度退化系數對比分析Fig.11 Comparative analysis of stiffness degradation coefficient of each specimen

圖11 為各試件的剛度退化曲線?？芍诩虞d初期，各試件剛度退化系數保持一致，當位移大于4 mm 時，試件SW0 相較于其他2 個試件剛度退化速率加快，這是由于現澆混凝土墻體產生了大量的裂縫，且受壓混凝土逐漸進入塑性變形階段；而試件RS-PSW1 和RS-PSW2 剛度退化較為緩慢，這得益于其上部預制墻體裂縫較少，且塑性變形集中在鋼制連接區域。試件SW0 在位移達到24 mm 時破壞，而試件RS-PSW 在此時仍保持著較高的剛度，使結構能夠繼續工作。修復后的試件RS-PSW2 前期剛度退化較RS-PSW1 慢，但差距較小，其仍然擁有穩定的剛度退化曲線，表明試件RS-PSW 實現了震損可修復的目的。

4.4 承載力退化

承載力退化指結構承載力隨加載循環次數的增加而降低的特性，采用承載力退化系數λ來探究這一特性。λ等于同一加載位移下最后一次循環的最大荷載與首次最大荷載之比，計算公式如下：

式中P3及P1分別表示同一加載位移下最后一次循環及首次循環的最大荷載。

各試件的承載力退化曲線如圖12 所示。由圖12 可知，在加載初期，各試件的承載力穩定，下降幅度不大，表明試件RS-PSW 的鋼制連接方式可靠。在位移達到8 mm 時，試件SW0 較RS-PSW1 和RSPSW2 下降加 快；位移由16 mm 加載到24 mm過程中，試件SW0 的承載力迅速退化，呈現突然的脆性破壞，而試件RS-PSW1 此時承載力仍比較穩定，退化系數維持在0.95 以上，表示該結構在往復荷載作用下仍能維持較高的承載力，力學性能良好。在試件SW0 破壞后，RS-PSW2 的承載力仍能保持緩慢且穩定的退化趨勢，表明其抗震性能良好，也表明試件RS-PSW 實現了可修復功能。

4.5 延 性

本文根據韓林海［21］所提的方法確定試件的屈服位移及屈服荷載。表2 中給出了試件SW0，RSPSW1 和RS-PSW2 的屈服位移（Δy）、屈服荷載（Py）、峰值荷載（Pmax）、極限位移（Δu）、極限位移角（θ）、延性系數（μ）、平均延性系數（μ'），由于試件RSPSW1 僅加載到1.43%位移角，此時其承載力還在上升階段，故僅可得到Δy和Py。由表2 可知，修復前后的試件RS-PSW1 和RS-PSW2 的屈服荷載及峰值荷載較試件SW0 有所降低，但屈服位移較試件SW0 增加34.25%；試件RS-PSW2 的延性系數比試件SW0 的延性系數增長了24.1%，表明試件RSPSW2 具有較好的變形能力；試件RS-PSW2 的屈服位移較試件RS-PSW1 有所增大，主要是由于第一次加載試驗中上部預制混凝土墻出現了多條微裂縫，存在一定的損傷，導致試件RS-PSW2 的屈服位移有所增大。

表2 各試件性能點處的承載力及位移Tab.2 Bearing capacity and displacement at the performance point of each specimen

4.6 耗能能力

耗能能力是反映結構抗震性能的重要指標。圖13 給出了各試件每級位移下的累計耗能，圖中，Ep為各試件滯回加載中的累積耗能量。由圖13 可知，在加載位移小于20 mm 時，試件SW0 與RS-PSW1的耗能能力基本相同，試件RS-PSW2 的耗能能力略小于其他構件。當位移達到28 mm 時，試件SW0的耗能能力最強，由于此時其已發生破壞，大量混凝土壓碎及鋼筋屈服消耗了較多的能量。試件RSPSW2 在SW0 破壞后仍具有穩定的耗能能力，最終破壞時其總耗能為SW0 的1.62 倍，表明該結構在修復后耗能能力良好。

圖13 各試件累計耗能對比Fig.13 Comparison of cumulative energy consumption of each specimen

4.7 鋼筋及鋼材應變分析

為分析修復前后試件RS-PSW1 和RS-PSW2的應力發展過程，取試件塑性變形較大部位處的應變片進行分析。圖14 和15 分別給出了試件RSPSW1 和RS-PSW2 中關鍵部位鋼筋及鋼制連接部件上應變片的應變時程曲線，圖中各應變片的具體位置如圖3 所示，圖中εy為對應鋼筋或鋼材的屈服時應變片對應的微應變值。

圖14 試件RS-PSW1 關鍵部位應變曲線Fig.14 Strain curves of key parts of specimen RS-PSW1

由圖14（a），（b）和圖15（a），（b）可知，試件RSPSW 上部預制墻體內鋼筋在整個加載過程中應變與荷載呈線性關系，表明上部預制混凝土結構始終處于彈性階段。由圖14（c），（d）和圖15（c），（d）可知，鋼制連接區域內連接鋼板和耗能墊塊應變片的微應變均超過屈服微應變，表明其產生了明顯的塑性變形。綜上可知，加載過程中裝配式剪力墻的塑性變形主要集中在鋼制連接部件上，上部預制混凝土墻體基本保持完好。

圖15 試件RS-PSW2 關鍵部位應變曲線Fig.15 Strain curves of key parts of specimen RS-PSW2

5 結論

本文提出了一種震損可修復的鋼制耗能連接裝配式剪力墻，介紹了其構造和工作原理，對其進行低周往復加載試驗，得出以下結論：

（1）試件RS-PSW1 和RS-PSW2 在低周往復試驗中表現出良好的整體性和抗震性能，結構最終失效是由鋼制連接區域內的連接鋼板拉斷導致的，相較于現澆SW0，其表現出延性更好的破壞形式。

（2）當位移角達到1.43%時，試件RS-PSW1 上部預制墻體裂縫相較于SW0 大量減少，其變形主要集中在鋼制連接區域內，此時現澆SW0 已經破壞，而RS-PSW1 承載力還處于上升階段，但其初期剛度和承載力略小于SW0。

（3）震損修復后的試件RS-PSW2 耗能能力和變形能力較SW0 有較大提升，其延性系數達到4.07，較SW0 增大了24.1%，累計耗能也相較于普通剪力墻SW0 提升了62%；且其剛度及承載力退化緩慢，能在較大的位移下維持穩定的承載力。

（4）震損修復后的試件RS-PSW2 加載時，其各項抗震性能和初次加載的RS-PSW1 基本保持一致，且修復后的RS-PSW2 抗震性能仍較現澆剪力墻SW0 有較大提升，表明RS-PSW 具備良好的震損可修復功能。