图1 试件WV-1、WV-2示意[17,20]
Fig.1 Schematic of specimens WV-1 and WV-2
孙 建1，邱洪兴1，谭志成1,2，蒋洪波1
(1．东南大学混凝土及预应力混凝土结构教育部重点实验室，南京 211189；2．中国能源建设集团江苏省电力设计院有限公司，南京 211102)
摘 要：采用连接钢框、高强度螺栓将带有内嵌边框的纵横向预制钢筋混凝土(RC)剪力墙连接起来，形成工字形剪力墙。为研究该全装配式剪力墙的受力性能和抗震性能，进行了3榀墙体的单调加载试验和1榀墙体的低周反复荷载试验，分析了该全装配式工字形剪力墙的承载能力、刚度、延性性能、耗能能力、连接件的应变分布以及连接件间的相对滑移等，最后探讨了试件的极限抗剪抵抗机制。研究结果表明：该全装配式剪力墙具有较高的承载能力、较好的延性性能以及耗能能力，位移延性系数约为3～6；高强度螺栓的直径、连接钢框钢板的厚度对装配式剪力墙的抗侧刚度及峰值荷载有一定的影响；内嵌边框既传递了分布钢筋的应力，也起到了约束混凝土、增加RC剪力墙延性性能的作用。
关键词：预制剪力墙；竖向接缝；高强度螺栓；连接钢框；抗震性能
自 20世纪六、七十年代起，预制装配式混凝土结构在我国曾一度得到大力发展，后因抗震性能问题而停滞。近些年来，预制装配式结构再次成为研究的热点问题。到目前为止，国内外学者对预制装配式剪力墙结构进行了较多研究。我国自 20世纪60年代前后试验推广大板建筑，至80年代达到研究和应用的高峰，万墨林等对大板结构接缝的强度和刚度等进行了一系列的研究[1―2]，但大板结构终因自身固有的“漏、裂、热”等问题而逐渐失去市场。Wattick和Chen[3]、连星等[4]、王滋军等[5]对叠合板式剪力墙的力学性能进行了研究，结果表明叠合板式剪力墙具有良好的抗震性能。钱稼茹等[6]对钢筋采用套筒灌浆连接的装配式剪力墙的抗震性能进行了试验研究，结果表明预制墙试件与现浇墙试件破坏形态基本相同；黄远等[7]对钢筋半套筒灌浆连接试件的力学性能进行了试验研究，得到了试件的3类破坏形态，并验证了半灌浆套筒满足强度要求。姜洪斌等[8]、陈昕等[9]对钢筋采用浆锚搭接连接的装配式剪力墙的抗震性能进行了试验研究，且在实际工程中已有应用[10]；赵作周等[11]对上下层插筋连接的预制混凝土空心模剪力墙进行了有限元分析，得到了改善墙体抗震性能的措施，初明进等[12]对带竖缝的预制混凝土空心模剪力墙进行了拟静力试验，研究了墙体的受弯性能及竖缝的连接性能；国内外的一些学者对后张无粘结预应力预制剪力墙的抗震性能及设计方法进行了较系统的研究[13―16]。由上可见，总体上这些装配式剪力墙所采用的连接方式多为湿连接，而关于干连接装配剪力墙的研究则相对较少。
本文作者借鉴钢结构的连接方式，提出一种基于干连接的全装配式剪力墙结构[17―19]。在该全装配式剪力墙结构中，为实现在水平荷载作用下纵横向墙体之间的协同工作，纵横墙采用高强度螺栓、内嵌边框及连接钢框进行连接，如图1所示。
图1 试件WV-1、WV-2示意[17,20]
Fig.1 Schematic of specimens WV-1 and WV-2
在该干连接全装配式剪力墙中，内嵌边框、连接钢框、高强度螺栓的功能分别如下[17]：
1)内嵌边框。U形内嵌边框由3块矩形钢板焊接而成，其上分布有预制螺栓孔，设置在预制剪力墙的周边，将预制剪力墙内分布钢筋的端部与内嵌边框内侧焊接起来，对钢筋起到了锚固作用，即将钢筋的应力传递到内嵌边框上；同时，U形内嵌边框也起到约束剪力墙端部混凝土的作用。
2)连接钢框。与内嵌边框类似，连接钢框可由若干矩形钢板焊接而成，其上分布有预制螺栓孔。竖缝处连接钢框的形状，与竖缝在结构中的位置有关，可为开口十字形、T形、L形以及H形等。在该全装配式剪力墙中，连接钢框首先起到了传递接缝内力的作用；而在整体结构中，将水平钢框与竖向钢框连接起来形成钢框架，可形成钢-混凝土组合剪力墙结构，有助于提高整体结构的抗震性能。
3)高强度螺栓。在连接钢框上布置适量的高强度螺栓，采用扭力扳手对高强度螺栓施加预紧力后，连接钢框与内嵌边框之间界面上将产生抗滑移阻力，从而传递荷载。当荷载超过抗滑移承载力时，连接钢框与内嵌边框之间将发生相对滑移。
本文作者对该竖缝的可靠性及工字形全装配式剪力墙的抗震性能进行了初步试验研究，结果表明[17]所提出的竖缝方案能够可靠地保证纵横向剪力墙的协同工作，然而工字形全装配式剪力墙最终发生了腹板底部及受压翼缘根部的剪切破坏，位移延性系数约为2，表明抗震性能欠佳。
针对上述研究中的不足，本文改进了竖缝构造：考虑到实际结构中竖缝与水平缝同时存在，内嵌边框在墙板四周同时设置，并在墙板四角连接起来，形成封闭边框；设计了装配式加载梁、地梁，在试验中可重复利用。然后对含竖缝全装配式工字形剪力墙的受力性能和抗震性能展开研究。
参照首批试验[17,20]中试件(WV-1、WV-2，图1)的基本尺寸及配筋，制作4个含竖缝全装配式工字形剪力墙试件，编号为 WV-r1～WV-r4，各部件如图2所示(以WV-r1为例)。4个试件的几何尺寸、RC墙板混凝土设计强度、配筋、螺栓(孔)布置等均相同。腹板墙板厚90 mm、宽1220 mm、高2005 mm，单个翼缘墙板厚90 mm、宽255 mm、高2005 mm；腹板墙板中水平分布钢筋为 HPB300φ8@100、竖向分布钢筋为 HPB300φ6@150；单个翼缘墙板中水平腹板墙板中水平分布钢筋为 HPB300φ8@100、竖向钢筋为6 HPB300φ6，钢筋端部与内嵌边框内侧采用双面电弧焊，焊接长度5d (此处d为钢筋直径)。混凝土设计强度等级为C35。试件WV-r1～WV-r4的区别在于连接件强度(高强度螺栓的规格、连接件钢板的厚度)以及加载方式不同，详见表1。实测材性参数见表2。
表1 试件参数
Table 1 Parameters of test walls
注：d表示高强度螺栓公称直径；t表示连接钢框及内嵌边框的钢板厚度。
表2 实测材性
Table 2 Measured material performance
注：fcu为混凝土立方体(150 mm×150 mm×150 mm)抗压强度平均值；fy、fu分别为钢筋/钢板的屈服强度、极限强度。
图2 试件制作详图
Fig.2 Fabrication of test walls
预制墙板的拼装如图3所示：翼缘墙板与腹板墙板制作完成后，采用连接钢框和高强度螺栓将翼缘墙板与腹板墙板定位，然后用扭力扳手将高强度螺栓施加至预定的预紧力，从而将翼缘墙板与腹板墙板连接起来形成工字形全装配式剪力墙。
图3 预制墙板拼装
Fig.3 Assemblage of prefabricated wall panels
1.3.1 加载制度与加载装置
4个试件均在竖向轴压力与水平荷载(位移)的联合作用下进行试验。水平荷载与竖向轴压力(500 kN，轴压比为0.1)分别通过液压伺服控制系统(MTS)、张拉钢拉杆的方式施加于试件顶部加载梁上，在加载过程中通过调节油泵压力来保持轴压力的恒定。试验时，首先对试件顶部施加竖向轴压力；然后按照表3所示加载制度施加水平荷载，直至试件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。加载装置图4所示。
表3 加载制度
Table 3 Loading procedure
图4 加载装置
Fig.4 Loading device
1.3.2 测试方案
在试验加载过程中，对以下各项进行了测量：在翼缘墙板与腹板墙板的竖向钢筋以及腹板墙板底部的水平钢筋上粘贴应变片测量其应变，以获得加载过程中钢筋的应力发展情况，并判断试件的屈服点及破坏模式；在连接钢框上(受拉侧连接钢框的腹板和翼缘、受压侧连接钢框的腹板和翼缘)粘贴应变花以监测加载过程中连接钢框的应力状态；在连接钢框与内嵌边框之间布置位移计以监测二者之间的相对滑移；在地梁端部布置位移计监测加载过程中试件的刚体滑移；试件顶部加载点的水平侧移及水平荷载分别由安装在作动器上的位移传感器及力传感器测得。测点布置如图5所示。
图5 测点布置
Fig.5 Layout of measuring points
水平荷载180 kN之前，试件WV-r1处于未裂弹性状态；加载至 180 kN时，受拉翼缘根部出现第一条水平裂缝；之后随着水平荷载的增加，受拉翼缘下部出现若干条水平裂缝并不断扩展；加载至300 kN时，腹板出现第一条斜裂缝，倾角约为45°；加载至 320 kN时，受拉翼缘下部的水平裂缝宽度增加，腹板上第一条斜裂缝延伸至腹板受压角区，同时腹板出现新的斜裂缝；之后转入位移控制加载阶段；水平位移为 10 mm～20 mm时，腹板出现新的斜裂缝，同时原有斜裂缝扩展并向腹板受压角区延伸；水平位移为 20 mm～45 mm时，受拉翼缘水平裂缝数量基本不变，根部水平裂缝宽度扩展、贯通，腹板出现新的斜裂缝，同时原有斜裂缝大部分已延伸至腹板受压角区；水平位移为45 mm～75 mm时，受拉翼缘根部水平裂缝宽度达2 mm～3 mm，腹板斜裂缝已全部开展完毕，腹板受压角区混凝土受压鼓起、不断剥落；当水平位移达到75 mm时，腹板受压角区混凝土压溃，竖向钢筋压屈并裸露，连接钢框未屈曲，高强度螺栓未破坏，受压翼缘破坏程度低于腹板受压角区。试件WV-r1的破坏形态如图6所示。
图6 WV-r1破坏形态
Fig.6 Failure forms of WV-r1
水平位移为5 mm之前，试件WV-r2处于未裂弹性状态；加载至 5 mm时，受拉翼缘根部出现第一条水平裂缝；之后随着水平位移的增加，受拉翼缘下部出现若干条水平裂缝并不断扩展；加载至 8 mm时，腹板出现第一条斜裂缝，倾角约为 45°；水平位移为 8 mm～12 mm时，受拉翼缘根部的水平裂缝宽度增加、贯通，腹板上出现新的斜裂缝，并延伸至腹板受压角区；水平位移为12 mm～45 mm时，受拉翼缘根部出现新的水平裂缝，原有水平裂缝宽度扩展至3 mm～4 mm，腹板出现新的斜裂缝，同时原有斜裂缝扩展并向腹板受压角区延伸；水平位移为35 mm～40 mm时，地梁锚杆处混凝土开裂，继续加载至50 mm时，停止试验，对地梁进行加固；水平位移加载至50 mm时，连接钢框未屈曲，高强度螺栓未破坏。试件WV-r2的破坏形态如图7所示。
图7 WV-r2破坏形态
Fig.7 Failure forms of WV-r2
水平位移为6 mm之前，试件WV-r3处于未裂弹性状态；加载至6 mm时，受拉翼缘根部出现第一条水平裂缝；之后随着水平位移的增加，受拉翼缘下部出现若干条水平裂缝并不断扩展；加载至8 mm时，腹板出现第一条斜裂缝，倾角约为45°；水平位移为8 mm～12 mm时，受拉翼缘根部的水平裂缝宽度增加，腹板上第一条斜裂缝延伸至腹板受压角区，同时腹板出现新的斜裂缝；水平位移为12 mm～45 mm时，受拉翼缘根部出现新的水平裂缝，原有水平裂缝宽度扩展，腹板出现新的斜裂缝，同时原有斜裂缝向腹板受压角区延伸；水平位移为45 mm～75 mm时，受拉翼缘水平裂缝与腹板斜裂缝基本开展完毕，宽度随水平位移的增大而增大，腹板受压角区混凝土受压鼓起、不断剥落，期间当水平位移为60 mm～65 mm时，受压侧连接钢框腹板发生屈曲，位置在距钢框底部550 mm～700 mm处；最终，腹板受压角区混凝土压溃，竖向钢筋压屈并裸露，高强度螺栓未破坏，受压翼缘破坏程度低于腹板受压角区。试件WV-r3的破坏形态如图8所示。
图8 WV-r3破坏形态
Fig.8 Failure forms of WV-r3
正向(推为正、拉为负)加载到 6 mm 之前，试件WV-r4处于未裂弹性状态；正向加载至6 mm时，受拉翼缘根部出现第一条水平裂缝；正向加载6 mm～8 mm时，受拉翼缘水平裂缝开展，腹板受拉侧出现第一条斜裂缝，倾角约为 45°；正向加载8 mm～12 mm时，受拉翼缘下部原有水平裂缝宽度扩展、贯通，并出现新的水平裂缝，腹板出现新的斜裂缝，并扩展、延伸至腹板受压角区；正向加载12 mm～35 mm时，受拉翼缘水平裂缝扩展，腹板出现若干条新的斜裂缝，同时原有斜裂缝向腹板受压角区延伸，受压翼缘根部出现少许混凝土压酥；正向加载35 mm～60 mm时，受压翼缘根部混凝土鼓起、剥落，腹板受压角区混凝土受压鼓起、剥落，最终腹板受压角区混凝土压溃、竖向钢筋压屈，连接钢框未屈曲，高强度螺栓未破坏。负向加载现象与正向加载类似，区别在于：1)负向加载至8 mm时，受拉翼缘出现第一条水平裂缝；2)负向加载至12 mm时，腹板出现第一条斜裂缝。试件WV-r4的破坏形态如图9所示。
图9 WV-r4破坏形态
Fig.9 Failure forms of WV-r4
由上述试验过程可知，3个单调加载试件(WV-r1～WV-r3)试验过程中的共同特征为：第一条弯曲裂缝均发生在受拉翼缘根部，然后腹板上出现斜裂缝并向受压角区扩展、延伸，最终腹板受压角区混凝土压溃，试件破坏；受拉翼缘根部水平裂缝贯通墙板，与受拉翼缘及腹板受压角区相比，受压翼缘相对完好。低周反复加载试件(WV-r4)与单调加载试件(WV-r1～WV-r3)的明显区别为：由于反复荷载的作用，前者的腹板形成交叉斜裂缝，而后者腹板斜裂缝均为单向走向，且基本与腹板的对角线相平行；前者受压翼缘根部混凝土压碎，然后腹板受压角区混凝土压溃，受压翼缘的破坏程度重于后者。
在试件受压角区(包括腹板受压端与受压翼缘根部)，内嵌边框对混凝土有一定的约束作用，提高了混凝土的强度与延性。
3.1.1 P-Δ曲线
P-Δ曲线的形状和变化是结构或材料的宏观力学性能的综合反应；从滞回曲线的形状可以分析试件的抗震滞回特性[21]。试件WV-r1～WV-r4的荷载-位移曲线见图10。从该图可以看出：1)试件WV-r1在顶点侧移为 44.84 mm 时达到峰值荷载721.33 kN，试件WV-r2在顶点侧移为34.89 mm时达到峰值荷载671.21 kN，试件WV-r3在顶点侧移为49.04 mm时达到峰值荷载578.90 kN；2)正向加载时，试件WV-r4在顶点侧移为+40 mm时达到峰值荷载 754.96 kN，负向加载时，WV-r4在顶点侧移为−55 mm 时达到峰值荷载 660.06 kN；3)试件WV-r2在荷载等级加载至35 mm～40 mm期间，地梁出现肉眼可见裂缝，继续加载至50 mm时中止试验，因此试件 WV-r2的 P-Δ曲线在 35 mm～50 mm期间下降幅度大于WV-r1、WV-r3；4)试件WV-r4的滞回曲线比试件 WV-1、WV-2(详见文献[17])饱满，耗能能力较好。
图10 荷载-位移曲线
Fig.10 Load-displacement curves
3.1.2 特征点分析
采用两种方法确定试件的屈服位移和屈服荷载：1)根据荷载-位移关系结合试件受拉侧最外排竖向钢筋应变综合判断，取荷载-位移曲线出现拐点或试件最外排竖向钢筋屈服时的位移为屈服位移，对应荷载为屈服荷载；2)采取文献[22]方法，即屈服荷载Py取试件峰值承载力Pm的85%，连接原点与P-Δ曲线上的0.6Py点，并延伸至水平线P=Py，二者交点对应的位移为Δy，如图11所示。
开裂荷载(Pcr)、开裂位移(Δcr)取试件翼缘出现第一条水平裂缝时对应的水平荷载、顶点侧移；屈服荷载(Py)、屈服位移(Δy)取试件屈服时的水平荷载、顶点侧移；峰值荷载(Pm)、峰值位移(Δm)取试件 P-Δ曲线或骨架曲线上达峰值点对应的水平荷载、顶点侧移；破坏荷载(Pu)、极限位移(Δu)取试件P-Δ曲线或骨架曲线末端对应的水平荷载、顶点侧移。试件WV-r1～WV-r4的以上数据见表4。
图11 屈服点确定方法
Fig.11 Determination method of yield point
表4 试件特征点数据
Table 4 Test data on feature points
注：H为顶部加载点至墙板底部的距离，对WV-r1～WV-r4取H=2331mm。
从表4可以看出：1)试件WV-r1～WV-r4的极限层间位移角大于我国抗震规范[23]规定 RC剪力墙结构的弹塑性层间位移角限值(1/120)，表明该全装配式工字形剪力墙具有较强的极限变形能力；2)在试件尺寸、混凝土强度、配筋等参数基本相同的情况下，试件WV-r1～WV-r4的峰值荷载比试件WV-1、WV-2[17]提高了50%以上；3)除试件WV-r2因地梁开裂而中止试验外，其余试件的位移延性系数在3～6之间，比试件WV-1、WV-2[17]有了明显的改善；4)试件WV-r1的开裂层间位移角(Δcr/H)、屈服层间位移角(Δy/H)均小于 WV-r2、WV-r3的相应值，即试件WV-r1的刚度大于WV-r2、WV-r3，可见减小高强度螺栓直径和连接钢框厚度可能会降低试件的刚度；5)试件 WV-r1的峰值荷载(Pm)大于WV-r2、WV-r3的相应值，可见减小高强度螺栓直径和连接钢框厚度可能会降低试件的峰值荷载。
随着试件顶点侧移的不断增加，试件中的损伤累积会造成侧向刚度逐渐降低。对于单调加载试验，定义其侧向刚度为各级荷载下作用在试件顶部的水平荷载与对应的水平位移之比。对于低周反复荷载试验，引入两种侧向刚度[22]，如图12所示：第一种称为等效刚度，即在一个加载循环中荷载峰值点与加载起始点连线的斜率，有正、负向等效刚度之分；第二种称为峰值刚度，即一个加载循环的正反向加载峰值点连线的斜率。
图12 刚度定义
Fig.12 Definition of stiffness
试件WV-r1～WV-r4的刚度退化曲线见图13。由该图可以看出：1)试件WV-r1～WV-r4的侧向刚度变化趋势基本一致，均随顶点侧移的增大而下降，大致可由混凝土的开裂和试件的屈服分为三个阶段。从开始加载至出现可见裂缝，刚度退化速率较大、刚度降低约40%，这主要是混凝土内微裂缝的发展所致；自开裂至屈服，刚度进一步退化，但退化速率比开裂前有所降低；屈服后，刚度基本呈线性退化；2)低周反复荷载试验时，正、负向等效刚度与峰值刚度的衰减趋势一致；3)试件WV-r2、WV-r3的初始刚度略小于WV-r1，表明具有较强连接件的试件具有较大的侧向刚度。
图13 侧向刚度退化
Fig.13 Degradation of lateral stiffness
在反复荷载作用下，试件的能量耗散能力可以由荷载-位移滞回曲线所包围的面积来衡量，滞回环的面积受到强度和刚度退化的影响。本文采用等效耗能系数(E)和等效粘滞阻尼系数(he)两个参数分析试件的耗能性能，二者的定义见文献[22]。滞回环越饱满，E、he值越大，表明试件耗能能力越强。
试件 WV-r4的等效耗能系数-顶点侧移(E-Δ)、等效粘滞阻尼系数-顶点侧移(he-Δ)关系曲线如图14所示。从该图可以看出：1)等效耗能系数随试件顶点侧移的增大而增大，试件屈服前增长比较缓慢，屈服后等效耗能系数增长较快，试件破坏时，等效耗能系数约为 7.3，表明屈服后试件耗能能力大幅增加；2)与等效耗能系数类似，等效粘滞阻尼系数随试件顶点侧移的增大而增大，试件屈服前he约为5%，屈服后 he大幅增长，试件破坏时，等效粘滞阻尼系数约为15.2%，表明屈服后试件的耗能能力大幅增加。
试件WV-r4与WV-1、WV-2[17]在开裂点、屈服点、峰值点的耗能能力的比较见表5。
图14 WV-r4的E、he
Fig.14 E and heof WV-r4
表5 WV-1、WV-2与WV-r4的E、he对比
Table 5 Comparison of E and hebetween WV-1, WV-2, and WV-r4
由表5可知：1)峰值点、破坏点时，试件WV-r4的等效耗能系数大于试件WV-1、WV-2，表明前者的耗能能力强于后者；2)从峰值点到破坏点，试件WV-1、WV-2的等效耗能系数、等效粘滞阻尼系数均小幅减小，而WV-r4的这两个系数均有增加，表明试件WV-1、WV-2在达到峰值点之后，耗能能力降低，而试件WV-r4在达到峰值点之后，耗能能力尚在增强，这是因为封闭设置的内嵌边框起到了增强耗能能力的作用。
试件 WV-r1～WV-r3中翼缘墙板与腹板墙板底截面处，不同顶点侧移时竖向钢筋的应变的分布如图15所示，图中坐标0表示试件受拉端、受压端的坐标为1400 mm。从该图可以看出，在不同加载阶段，试件底部截面的纵筋应变基本呈线性分布，既验证了平截面假定，也说明了翼缘与腹板的协同工作性。
此外，试验过程中，受拉翼缘根部首先开裂并逐渐扩展，腹板开裂并向受压角区逐渐发展；当试件破坏时，受拉翼缘根部裂缝贯通、腹板受压角区与受压翼缘根部混凝土破碎，也印证了翼缘与腹板达到了协同工作的目标。综合以上纵筋应变分析与试验现象及结果，验证了钢框连接件的有效性。
图15 竖向钢筋应变分布
Fig.15 Strain distribution of vertical steel bars
在装配式剪力墙结构中，竖向接缝的作用主要在于将相邻的纵、横向墙体连接为一体，确保剪力的有效传递[1]，因此试验中对连接钢框的竖向剪应变进行了测量。为便于讨论，对水平推力作用下试件中连接钢框(connecting steel frame, CSF)的各部位的名称进行说明，如图16所示。
图16 试件中连接钢框部位说明
Fig.16 Nomenclature of each part of CSF in specimen
试件WV-r1～WV-r3中连接钢框的竖向剪应变-顶点侧移关系曲线分别如图17～图19所示。连接件制作误差对应变分布造成了一定程度的影响，但从图17～图19仍可以看出：1)受拉侧CSF腹板上部剪应变明显大于下部(图18(a)、图19(a))，表明受拉侧连接钢框的竖向剪力传递区域主要位于上部，受拉侧CSF翼缘竖向剪应变的分布规律类似于腹板；2)受压侧 CSF腹板下部剪应变明显大于上部，尤其是在试件临近破坏时(图17(b)、图19(b))，与试件破坏部位一致，受压侧CSF翼缘竖向剪应变的分布规律类似于腹板；3)试件 WV-r3中连接钢框的应变总体大于试件 WV-r1、WV-r2，前者大约是后者的2倍，这是因为前者中连接钢框的厚度(3 mm)是后者(6 mm)的一半。
图17 试件WV-r1连接钢框的应变分布
Fig.17 Strain distribution in CSF of WV-r1
图18 试件WV-r2连接钢框的应变分布
Fig.18 Strain distribution in CSF of WV-r2
图19 试件WV-r3连接钢框的应变分布
Fig.19 Strain distribution in CSF of WV-r3
一般而言，高强度螺栓抗剪连接在剪力作用下依次经历摩擦阶段、滑移阶段、承压阶段；在摩擦阶段，剪力由接触面之间的摩擦承担；当剪力超过摩擦力时，接触面之间产生相对滑移；在承压阶段，剪力靠螺栓与孔壁的承压传递[24]；可见，滑移阶段是划分高强度螺栓抗剪连接工作机制的标志性阶段。因此，试验中对腹板受拉区、受拉翼缘、腹板受压区以及受压翼缘等部位连接件之间的相对滑移进行了测量。
螺栓孔的制作误差以及安装误差一定程度上湮没了连接件中滑移分布的规律性，但由测量结果仍可发现：1)受拉区与受压区均未出现一致性整体滑移；2)就局部滑移而言，腹板受拉区连接件的相对滑移大于受压区，腹板受拉区连接件之间的最大滑移超过1.13 mm，而受压区连接件之间的最大滑移约为0.66 mm。
在低周反复荷载作用下，试件 WV-1、WV-2发生了腹板斜压杆受压破坏-翼缘根部剪切破坏的联合破坏模式[17]，一定程度上影响了工字形全装配式剪力墙的抗震性能，尤其是延性性能，因此在试件 WV-r1～WV-r4设计时进行了一定的改进。上述试验结果表明，改进后工字形全装配式剪力墙的抗震性能得到了较大的提高。本节重点分析改进后的工字形全装配式剪力墙试件 WV-r1～WV-r4在受剪承载能力极限状态下的受剪机制。
在试件WV-1、WV-2的分析结果[20]与此次试验研究的基础上，作如下假定：1)试件达到受剪承载能力极限状态时，抗剪抵抗机制由腹板混凝土斜压杆I，腹板分布筋拉杆，拉、压翼缘，以及腹板拉、压侧竖向内嵌边框形成的拉、压杆等部分组成；2)受压翼缘根部发生剪切破坏，受拉翼缘下端竖向钢筋受拉屈服，忽略其抗剪作用；3)腹板墙板底部受拉区竖向分布钢筋均受拉屈服，受压区竖向分布钢筋均受压屈服。根据以上假定，试件 WV-r1～WV-r4的极限抗剪抵抗机制如图20所示。
图20 极限抗剪抵抗机制
Fig.20 Ultimate anti-shearing mechanism
对比试件 WV-r1～WV-r4与试件 WV-1、WV-2的极限抗剪抵抗机制[20]可知，在改进后的工字形全装配式剪力墙中，腹板内嵌边框起到了作为拉、压杆的作用，对全装配式剪力墙的受弯承载力有较大的提高作用，且腹板受压侧边框压杆下端可承受剪力，构成了全装配式剪力墙受剪承载力的一部分。此外，由试件 WV-r1～WV-r4的极限抗剪抵抗机制可知：1)腹板混凝土斜压杆右下角传递了较大的腹板与翼缘间的相互作用力，因此，当减小连接钢框的钢板厚度(试件 WV-r3)时，该部位出现了屈曲破坏，与试验结果一致；2)当腹板混凝土斜压杆发生破坏后，内嵌边框拉杆⑤、压杆⑥连同腹板顶部内嵌边框⑦可以起到延缓水平荷载降低、增加剪力墙延性的作用。
由以上分析可知，考虑到实际结构中水平接缝与竖向接缝同时存在，而将腹板的水平内嵌边框与竖向内嵌边框连接起来形成封闭边框时，全装配式剪力墙的受剪承载力与受弯承载力均得到了提高，延性性能也可得到较好的改善。
(1)本文研究的采用高强度螺栓连接的全装配式工字形剪力墙具有较好的抗震性能，其承载能力、延性以及耗能能力等均得到了明显的改善，承载能力提高了50%，位移延性系数约为3～6。
(2)内嵌边框、连接钢框以及高强度螺栓等连接件的合理配置有助于增强剪力墙的耗能能力。当达到峰值点、破坏点时，全装配式剪力墙的耗能能力得到了大幅提高。
(3)高强度螺栓的直径、连接钢框钢板的厚度对该装配式剪力墙的抗侧刚度及极限承载力有一定影响；当连接钢框钢板的厚度减小至一定程度时，连接钢框钢板的屈曲将先于受压区混凝土的压溃发生。
(4)内嵌边框既起到了传递分布钢筋应力的作用，也起到了约束混凝土、增加剪力墙延性性能的作用，同时提高了剪力墙的承载能力。
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EXPERIMENTAL STUDY ON I-SHAPED PRECAST REINFORCED CONCRETE SHEAR WALLS USING BOLTED CONNECTIONS
SUN Jian1, QIU Hong-xing1, TAN Zhi-cheng1,2, JIANG Hong-bo1
(1. Key Laboratory of Concrete and Prestressed Concrete Structures of Ministry of Education, Southeast University, Nanjing 211189, China;2. China Energy Engineering Corporation Jiangsu Power Design Institute Co., Ltd, Nanjing 211102, China)
Abstract:The longitudinal and transverse prefabricated reinforced concrete (RC) wall panels with embedded limbic steel frames are jointed together using connecting steel frames and high strength bolts, forming I-shaped shear walls. To investigate the mechanical behavior and seismic performance of this total-prefabricated shear wall,monotonic loading tests on three specimens and a low-cyclic reversed loading test on one specimen were carried out. The load bearing capacity, lateral stiffness, ductility, energy-dissipating capacity, strain distribution in the connecting components and the relative slippages within the connecting components were subsequently investigated. Then the ultimate anti-shearing mechanism of the test walls was discussed in detail. The research results show that the total-prefabricated shear wall possesses high load bearing capacity, favorable ductility and energy-dissipating capacity. The displacement ductility factor is about 3 to 6. The nominal diameter of the high strength bolt and the thickness of the steel plates in the connecting steel frame have effects on the lateral stiffness and the ultimate bearing capacity of the prefabricated shear wall. The embedded limbic steel frame not only transfers the stress in the distributing steel bars, but also confines the concrete, resulting in superior ductility of the shear wall.
Key words:precast shear wall; vertical connection; high strength bolt; connecting steel frame; seismic behavior
中图分类号：TU398.2
文献标志码：A
doi:10.6052/j.issn.1000-4750.2017.04.0313
文章编号：1000-4750(2018)08-0172-12
收稿日期：2017-04-25；修改日期：2017-12-20
基金项目：国家自然科学基金项目(51708107)；江苏省自然科学基金项目(BK20170668)；中央高校基本科研业务费专项资金资助
通讯作者：邱洪兴(1962―)，男，江苏人，教授，博士，博导，主要从事结构工程研究(E-mail: qiuhx@seu.edu.cn).
作者简介：
孙 建(1984―)，男，江苏人，讲师，博士，主要从事结构工程研究(E-mail: sunjian@seu.edu.cn);
谭志成(1989―)，男，江苏人，工程师，硕士，主要从事工程结构设计(E-mail: 731860347@qq.com);
蒋洪波(1990―)，男，江苏人，博士生，主要从事结构工程研究(E-mail: jianghongbo@hotmail.com).