钢-混凝土组合结构具有自重轻、承载力高、节能环保、综合经济效益等优势，是现代桥梁结构的主要发展方向之一^[1-2]。与传统桥梁建设方式相比，装配施工的建造方式具有质量可靠、施工快速、中断交通少等优点^[3-4]。装配式组合结构中，剪力连接件的力学性能和施工便利性直接决定组合结构的力学性能和施工效率^[5-7]。栓钉连接件因其均衡的力学性能和良好的施工便利性，成为组合结构中应用最为广泛的连接件^[8-10]。

针对栓钉连接件，国内外学者进行了大量的试验和理论研究^[11-13]。Shim等^[14]对设置预留孔栓钉连接件进行了试验研究，试验结果表明，连接件最终破坏形态表现为栓钉剪断，且具有足够的变形能力，连接件承载力随混凝土板与钢梁之间砂浆垫层厚度的增加而减小，在计算连接件承载力时应按照最大砂浆厚度进行计算。Wang等^[15]通过推出试验，对比研究了现浇混凝土板和不同形状预留孔的预制混凝土板中栓钉群的力学性能，试验结果表明，预制混凝土板设置方形预留孔时的连接件承载力大于设置圆形预留孔时，往复荷载作用下，现浇混凝土板和预制混凝土板中栓钉群承载力相近。

为进一步加快装配式施工速度，李成君等^[16-18]在栓钉连接件的基础上提出了装配式栓钉剪力连接件(Prefabricated Composite Shear Stud, PCSS)，该连接方案的最大优势在于施工现场采用焊接方式连接，可完全避免现浇作业，因此施工快速、对现场的环境污染小, 试验研究表明，装配式栓钉剪力连接件承载力略高于纯栓钉连接件承载力，但由于PCSS剪力连接件需要大量的现场带应力焊接，存在一定的疲劳损伤和耐久性不足的风险。栓钉连接件(见图 1) 的优点在于连接可靠、现场施工简单，但其承载力有限，预留孔尺寸通常较大，对混凝土板削弱明显，为了保持孔洞内钢筋连续，预制板的模板制作复杂，同样也存在裸露钢筋与栓钉冲突的可能，对预制板和钢梁栓钉的制作精度要求较高^[19-20]。

图 1 常规栓钉连接件 Fig. 1 Conventional stud connectors

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综上所述，已有的剪力连接体系在应用于装配式组合结构中时，很难兼顾连接可靠性和施工便利性。针对上述装配式组合结构连接件方案存在的不足，以及为实现预制混凝土板和钢梁更加快捷和可靠的连接，本研究提出了一种改进型PCSC连接体系，如图 2所示，以期简化装配式组合结构桥梁施工过程，加快施工速度。PCSC中，PC指预制混凝土板，S指钢梁，C指现浇混凝土。其中预制混凝土板预留剪力连接钢筋，钢梁沿全长布设栓钉连接件，同时钢梁还需加设侧挡板。当桥面板安装就位后通过浇注连接混凝土，填满钢梁上翼缘侧挡板所围成的密闭区域，连接混凝土凝固后可实现剪力连接钢筋和栓钉的有效连接，进而实现混凝土板与钢梁的连接。为研究新型连接件的力学性能和受力机理，本研究进行了3组静力推出试验，研究了不同界面状态下连接件在单调和循环荷载作用下的力学行为，推荐了适用于新型装配式连接件承载力的计算方法。

图 2 新型装配式连接体系 Fig. 2 New assembled connection system

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本研究采用的推出试件如图 3所示，推出试件外轮廓尺寸为600 mm×800 mm×850 mm，混凝土预制板为150 mm×600 mm×750 mm的长方体构件。钢构件主体为工字钢，其截面尺寸为200 mm×300 mm×10 mm，长750 mm。侧挡板截面尺寸为5 mm×140 mm，侧挡板顶部设有横向加劲板，截面尺寸为5 mm×40 mm，在侧挡板横向钢板顶部设有密封条。栓钉按照3排2列布置，栓钉横向间距为120 mm，纵向间距为180 mm，栓钉尺寸为ϕ16 mm×130 mm。在预制混凝土板中配有剪力钢筋和普通钢筋，剪力钢筋直径为16 mm。

图 3 推出试件构造(单位：mm) Fig. 3 Structure of push-out specimen (unit: mm)

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所有试件的钢板均使用Q345钢，其实测屈服强度、极限抗拉强度和弹性模量分别为345，450 MPa和210 GPa。栓钉的实测屈服强度、极限抗拉强度和弹性模量分别为430，480 MPa和205 GPa。剪力钢筋和普通钢筋的实测屈服强度、极限抗拉强度和弹性模量分别为416，564 MPa和209 GPa。考虑到结合区浇注空间狭小，且无法实现振捣，普通的混凝土难以浇注密实，为此特别采用C60大流态细石混凝土作为结合区的浇注混凝土材料。工作性能测试结果表明，坍落度为245 mm，扩展度为555 mm，含气量为4.4%，立方体抗压强度为54 MPa。C50混凝土立方体抗压强度为45 MPa。

与常规的栓钉剪力连接件相比，新型装配式连接件增加了2个侧挡板与混凝土的钢-混凝土界面。为研究侧挡板与混凝土的界面、预制与后浇注混凝土的界面对连接件承载力的影响以及在带有界面缺陷状态下连接件的可靠性，本次试验一共设计制作了3组共10个推出试验试件，推出试件分组情况见表 1。

本研究使用重庆交通大学国家重点实验室的千吨压力机完成整个推出试验的加载。如图 4所示，在工字钢腹板两侧共布置6个位移计，分别测试钢-混凝土界面的滑移和新-老混凝土界面的滑移。为了使试件和仪器接触良好，每个试件在正式加载前都须进行3次预加载，其荷载大小为0.3P_u。在弹、塑性阶段，使用力加载控制。达到极限荷载之后，采用位移加载控制。

图 4 百分表布置 Fig. 4 Arrangement of dial gauges

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本次共进行了3组共10个构件的推出试验，根据最终的破坏模态，试件可分为2类，如图 5所示。第Ⅰ类试件仅在钢-混凝土界面产生滑移，而新-老混凝土界面没有出现可见的滑移，包括PS和PR和PD-F-1试件。第Ⅱ类试件在钢-混凝土界面和新-老混凝土界面均产生滑移，包括PD试件。下面将分别就2类试件的破坏模式进行介绍。

图 5 两类试件的破坏模式 Fig. 5 Failure modes of 2 specimen types

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图 5(a)和图 6中给出了第Ⅰ类试件的最终破坏模态，从图中可以看出，新-老混凝土界面保持完好，几乎没有产生界面滑移。栓钉在根部断裂，钢-混凝土界面失效。结合区混凝土强度较高，仅在栓钉根部高压应力区有限范围内被压碎，其他地方没有明显受损。

图 6 第Ⅰ类试件破坏模式 Fig. 6 Failure mode of specimen type Ⅰ

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图 7中给出了第Ⅱ类试件的最终破坏模态，从图 7(a)中可看出预制板无明显裂缝，新-老混凝土界面产生巨大的滑移变形(见图 7(b))，其中剪力连接钢筋也产生了显著的剪切变形(见图 7(d))，根据其变形大小可推断剪力连接钢筋已进入强化阶段。同时，部分栓钉在根部断裂(见图 7(c))，钢-混凝土界面失效。受剪力连接钢筋大变形的影响，结合区混凝土整体损伤较大。

图 7 第Ⅱ类试件破坏模式 Fig. 7 Failure mode of specimen type Ⅱ

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图 8中展示了所有试件的荷载-滑移曲线。从图 8(a)和图 8(b)中可看出，同组试件的荷载-滑移曲线具有良好的一致性，每一组连接件承载力的相差范围在1.84%~4.83%之间。第Ⅰ类所有试件在破坏过程中的行为高度相似，下面选取PS-3试件进行具体描述。当所加荷载小于0.65P_u时，构件混凝土未出现开裂现象; 当荷载超过0.65P_u后，预制混凝土侧面底部开始出现裂缝, 随着荷载的增加，裂缝逐渐向上延伸，并变长变宽; 当荷载达到0.9P_u时，荷载增量趋于平缓，侧挡板和预制层之间的滑移开始快速增大，且肉眼可见。当滑移达到6.7 mm时，整个构件发出混凝土开裂的咔吱声; 当滑移达到8.46 mm时荷载达到峰值P_u，同时试件发出栓钉断裂的闷响，荷载急剧下降至约0.55P_u，停止加载。

图 8 所有试件的荷载-滑移曲线 Fig. 8 Load-slip curves of all specimens

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图 8(c)、图 8(e)、图 8(f)中展示了第Ⅱ类试件的荷载-滑移曲线，包括钢-混凝土界面滑移、新-老混凝土界面的总滑移，下面选取PD-S试件进行具体描述。当所加荷载达到0.61P_u前，构件混凝土未出现开裂现象; 当荷载超过0.61P_u后，试件左右两侧顶部新-老混凝土界面出现裂缝，随着荷载的增加，裂缝逐渐扩展；当荷载达到0.81P_u时，伴随有混凝土断裂的声音，新-老混凝土界面黏结力失效，荷载迅速下降至0.71P_u；之后，荷载继续降低至0.62P_u，滑移值增大至10 mm。随着变形增大，剪力连接钢筋进入强化阶段，新-老混凝土界面的荷载转由剪力连接钢筋承担，荷载增量缓慢增加。至此，与新-老混凝土界面滑移相比，钢-混凝土界面滑移几乎可忽略不计。直到荷载达到0.87P_u时，钢-混凝土界面才出现显著滑移，此时总滑移值已达到约27 mm。当滑移值达到40 mm时，荷载达到P_u，试件发出栓钉断裂的闷响，荷载急剧下降至0.52P_u，停止加载。尽管从新-老混凝土界面黏结力失效开始，新-老混凝土界面滑移就占据了主导地位，但由于连接钢筋的极限强度高于栓钉，最终失效发生在钢-混凝土界面。连接件总的变形行为可等效为2个界面的叠加。

主要试验结果如表 2所示。极限滑移值为荷载下降至极限荷载的85%时所对应的滑移值。EC4中^[21]规定连接件的特征滑移值至少为6 mm时，连接件可被认为是延性的。特征滑移值取极限承载力下降10%后所处荷载水平下对应的滑移值。从表 2中可以看出，第Ⅰ类试件的特征滑移值为7.66~11.26 mm，满足EC4中对于延性的要求；第Ⅱ类试件的特征滑移值为41.89~45.47 mm，远远超过了EC4中对于延性的要求。由于剪切刚度尚无公认的定义，表 2中依据蔺钊飞等^[22]提出的抗剪刚度计算方法，以滑移量0.2 mm所对应承载力的割线模量作为抗剪刚度。表 2中还提供了常规16 mm栓钉连接件的推出试验结果与PR试件对比。由于两者采用的栓钉个数不同，对比的推出试验是8颗栓钉、本研究试验是12颗栓钉，故可将极限承载力除以栓钉个数以对比单钉的承载力。单钉的承载力、极限滑移值分别相差12.27%和47.42%。考虑到本研究试件的材料性能与Spremic等^[23]的试验不同，这样较小的差异说明，在PC-C界面完好的情况下，PCSC栓钉连接件与常规连接件的力学性能基本一致。

有限元分析采用ABAQUS中的Explicit完成。由于推出试件的对称性，本研究建立了1/4模型，以节省计算时间。钢板、混凝土、栓钉均采用三维实体单元C3D8R模拟，C3D8R为三维8节点线性实体缩减积分单元。钢筋使用梁单元B31建模。有限元模型的整体网格尺寸为20 mm。靠近钢-混凝土界面的局部区域以及栓钉根部由5 mm的细网格尺寸控制。如图 9所示，整个模型由钢构件、栓钉、预制混凝土板、结合区混凝土、抗剪钢筋、构造钢筋、橡胶条、支撑钢板8个部分组成。边界约束中对YZ面施加X方向的平动约束和YZ方向的转动约束，对XZ面施加Y方向的平动约束和XZ方向的转动约束，对底钢板底面施加3个方向的平动约束与转动约束。栓钉与混凝土、钢板与混凝土的相互作用都采用法向硬接触和切向罚函数，摩擦系数取0.6。钢筋则采用embeded命令模拟内嵌在混凝土中的状态，该方式会忽略钢筋和混凝土之间的滑移，使钢筋和混凝土共同变形。

图 9 有限元模型组成及边界条件 Fig. 9 Finite element model composition and boundary conditions

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在本次试验中，型钢从加载到试验结束始终处于弹性阶段，所以在本次模型建立中，钢材本构关系选取理想弹塑性模型。钢筋与钢板所使用的钢材均采用如图 10(a)所示的双折线本构关系。图中，σ为应力，ε为应变，E_s为弹性模量，f_y为屈服强度，ε_y为屈服应变，f_u为极限强度，ε_u为极限应变。由于没有定义损伤，当应变超出图 10(a)定义的范围后，ABAQUS软件默认曲线进入水平阶段。弹性模量、屈服强度和极限强度根据材性试验结果取值。

图 10 钢材本构关系 Fig. 10 Constitutive relations of steel

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推出试验中，在剪力连接构件破坏时，型钢构件仍然处于弹性阶段，但栓钉已经过了弹塑性阶段直至断裂破坏。所以在有限元模拟中，栓钉采取三折线模型，如图 10(b)所示，在材料达到极限应变后将其应力降低，模拟其退出工作的状态。

混凝土模型采用ABAQUS软件中提供的混凝土损伤塑性模型(Concrete Damaged Plasticity，CDP)，主要包括混凝土压缩损伤和混凝土拉伸损伤。在损伤模型中，引入损伤因子D来表示混凝土在拉、压过程中的刚度折减。D的取值范围为0~1，0表示没有损伤，1表示材料刚度完全退化。混凝土的本构关系采用《混凝土结构设计规范》 (GB 50010—2010)^[24]中提出的模型，如图 11所示。图中，f_{t, r}，f_{c, r}分别为混凝土的单轴抗拉、压强度代表值，ε_{c, u}为混凝土的极限应变，ε_{t, r}，ε_{c, r}分别为混凝土峰值拉、压应变，混凝土的抗拉、压强度则根据材性试验取值，后通过规范中的公式计算得出单轴拉、压应力应变曲线和拉压损伤数据用于ABAQUS建模。

图 11 混凝土本构关系 Fig. 11 Constitutive relation of concrete

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有限元分析结果和试验数据结果对比如图 12所示，荷载-滑移曲线趋势基本一致。PR试件极限承载力的有限元结果为1 276 kN，偏差为-2.74%~5.01%，平均偏差为1.72%。PS试件极限承载力的有限元结果为1 161 kN，偏差为-0.43%~3.27%，平均偏差为0.97%。这说明在可接受误差范围内，有限元计算的荷载-滑移曲线和试验结果吻合较好。

图 12 有限元与试验荷载-滑移曲线对比 Fig. 12 Comparison of FEA result and test load-slip curves

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PS试件和PR试件的破坏模式都为栓钉剪断。在整个构件力的传递过程中，栓钉起到将钢构件的力传递至混凝土中的作用。栓钉被剪断时，通常发生在栓钉根部。由于推出试验很难做到使栓钉处于纯剪状态，竖向荷载在传递到栓钉时并不只产生竖向剪力。如图 13所示，由于在有限元模型中并没有模拟出栓钉断裂过程，故将试验中栓钉断裂时的滑移值对应模型中的分析步作为栓钉断裂时刻，钢构件在受外力作用向下位移的同时会将栓钉向下拉扯，栓钉根部下方混凝土受到挤压破坏。栓钉根部的变形都朝向所受剪力方向，根部断口平整，其他地方基本没有发生变形。将破坏试件凿开，能够明显看到结合区混凝土内栓钉根部的混凝土被压碎成白色粉末状，从应力云图中可以看出，灰色部分超过了混凝土极限强度，可认为混凝土已经被压碎。有限元结果和试验结果吻合较好，认为该有限元模型是可行的。

图 13 有限元和试验破坏现象对比(单位：MPa) Fig. 13 Comparison of FEA result and test failure phenomena (unit: MPa)

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基于上述有限元模型结果，对试件在推出试验中的力学行为进行分析。已有大量学者对常规剪力连接件进行了有限元的力学行为分析，故对PCSC剪力连接构造与常规连接件相同的部分不再详细介绍，这里着重对结合区混凝土进行受力分析。

在钢构件向下位移的过程中，栓钉根部会挤压混凝土，造成混凝土破坏。查看Mises应力分布能够直观地看出结合区混凝土各个阶段的破坏情况。在CDP模型中，使用材料刚度的退化来表示材料的损伤，其中DAMAGET能够判断出混凝土中的受拉损伤和裂缝开展。在这里主要观察栓钉处混凝土的受力情况，取位于中排栓钉处混凝土剖面的Mises应力云图和DAMAGET云图，如图 14所示。

图 14 栓钉根部混凝土应力云图和损伤状态(单位：MPa) Fig. 14 Stress nephograms of concrete at root of stud and damage state(unit: MPa)

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以材性试验中测得的混凝土轴心抗压强度为临界值，应力超过这个范围则认为混凝土出现破坏。受拉损伤因子临界值取0.9，超过临界值则认为出现受拉破坏。从图中可以看出，当荷载为0.4P_u时，栓钉根部混凝土已经出现局部损伤；到0.7P_u时，局部损伤的体积扩大，由栓钉根部最低处混凝土向四周开展；到极限荷载P_u时，栓钉根部破坏体积没有明显变化，栓钉头部出现破坏，栓钉根部上方、中部下方和钉帽处混凝土出现受拉破坏。持续进行到栓钉断裂时，混凝土应力基本不再变化，混凝土受拉损伤持续开展，逐渐由根部上方混凝土向侧下方发展。由此可以分析，栓钉根部混凝土的局部破坏在荷载比较小时就出现了，并随着荷载增大逐渐扩展，荷载足够大时，栓钉头部混凝土也会出现局部破坏，栓钉根部上方、中部下方和钉帽处混凝土会出现受拉破坏。

从表 2中可以看出，与进行了界面脱黏处理的PS试件相比，保留了自然黏结的PR试件承载力提高了6.38%，刚度提高了14.36%。因此钢-混凝土间的摩擦作用能够有效增加连接构造的极限承载力。在实际结构中，界面的黏结摩擦作用可作为附加的安全储备。当组合结构承受疲劳荷载时，能够显著降低栓钉的疲劳应力幅。根据摩擦力的理论，钢-混凝土界面提供承载力的大小与界面间的摩擦系数和法线方向的压力有关，而法向压力可能与混凝土强度、栓钉强度和直径有关。采用有限元模型，探究侧挡板承载力的影响因素。

(1) 栓钉对承载力的影响

用PR试件的承载力减去PS试件的承载力作为侧挡板依靠摩擦作用所提供的承载力。由图 15(a)可见，随着栓钉强度的增加，两类试件的承载力也随之增加，且增加的趋势基本一致。侧挡板承载力没有随栓钉强度的增加而增加，反而是上升之后出现下降。故栓钉强度的变化对于侧挡板承载力并没有明显的影响规律。

图 15 不同参数对承载力的影响 Fig. 15 Influence of various parameters on bearing capacity

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从图 15(b)中可以看出，随着栓钉直径的增大，试件承载力以及侧挡板承载力也随之增大，且栓钉直径14~16 mm的增量要小于16~18 mm的增量，由此可见，栓钉直径对试件承载力和侧挡板承载力的影响明显。

(2) 混凝土强度对承载力的影响

如图 15(c)所示，混凝土强度的增加同样会使两类试件的承载力提高，从侧挡板承载力来看，混凝土强度从C40增加到C50时，承载力提高了2.4 kN，从C50增加到C60时，承载力提高了12.7 kN，由此可认为侧挡板承载力同样随混凝土强度的提高而增大。

(3) 界面摩擦系数对承载力的影响

如图 15(d)所示，PR试件的极限承载力随界面摩擦系数的增加而增加，同时侧挡板承载力也保持同样的增长趋势，且侧挡板承载力的增加基本保持线性。

实际施工中浇注连接混凝土时，新-老混凝土界面不可避免地会出现少量的气泡或者缺陷。本研究试验中，通过在界面粘贴泡沫层来考虑界面缺陷的影响。为验证连接体系在带缺陷状态下的可靠性，以及本研究为了考察极端工作状态下，新-老混凝土界面缺陷带来的影响，研究了界面脱空率分别为50%，70%和90%的情况。事实上，实际脱空率是要远远低于这样的比例的。试验结果表明，只要对界面进行简单的凿毛处理，在界面脱空率为50%的情况下依然能够保证界面在整个加载过程中不发生滑移。如果不对界面做任何粗糙处理，在界面脱空率为50%的情况下，新-老混凝土界面的初始强度低于钢-混凝土界面，新-老混凝土界面会先于钢-混凝土界面进入屈服状态。而对于界面脱空率超过70%的情况，即使进行界面凿毛处理，新-老混凝土界面也会先于钢-混凝土界面进入屈服状态。新-老混凝土界面具有极强的变形能力，直至最终破坏前，新-老混凝土界面滑移值达到了48 mm。即使新-老混凝土界面的屈服强度低于钢-混凝土界面，但只要保证界面钢筋的极限剪切强度高于栓钉，连接件的最终强度依然由栓钉控制。与新-老混凝土界面完好的PD-F-1系列试件相比，PD-F-2系列试件的承载力降低了约4.13%，这部分降低应该是新-老混凝土界面大滑移变形后引起的连接混凝土破损，进而减弱了对栓钉的约束所导致的，总体而言这样的减弱非常轻微。

上述分析表明，新型连接体系对界面缺陷的容忍度比较高。只要保证剪力钢筋的剪切强度大于栓钉，即使在存在大面积界面缺陷的情况下，也仅仅是减小塑性阶段的界面刚度，增大极限滑移，界面缺陷对于连接体系弹性阶段的行为和极限承载力的影响是可以忽略的。

本研究针对装配式钢-混凝土组合桥提出了一种可快速施工且方便预制混凝土板的连接体系，开展了系列推出试验研究，并通过试验和理论分析研究了PCSC连接件的力学性能和受力机理，得出的主要结论如下：

(1) 在新-老混凝土界面完好的情况下，PCSC连接件与常规连接件的单钉承载力仅相差12.27%，极限滑移相差47.42%。如果钢-混凝土界面不做抹油脱黏处理，其黏结摩擦力将会引起约6.38%的荷载提升。循环荷载会引起显著的残余滑移，但对极限承载力的影响不超过4.6%。

(2) 只要对界面进行简单的凿毛处理，在界面脱空率为50%的情况下依然能够保证界面在整个加载过程中不发生滑移。如果不对界面做任何粗糙处理，在界面脱空率为50%的情况下，新-老混凝土界面会先于钢-混凝土界面进入屈服状态。如果能有可靠的技术手段保证界面脱空率在一个较小的水平内，不对新-老混凝土界面进行处理也能保证可靠的连接。如果无法保证，还是建议进行界面粗糙处理。

(3) 尽管从新-老混凝土界面黏结力失效开始，新-老混凝土界面滑移就占据了主导地位。但由于连接钢筋的极限强度高于栓钉，最终失效发生在钢-混凝土界面。因此，只要保证剪力钢筋的剪切强度大于栓钉，即使在存在大面积界面缺陷的情况下，最终承载力依然由栓钉控制。界面缺陷只会减小塑性阶段的界面刚度，增大极限滑移，对于连接体系弹性阶段的行为和极限承载力的影响不超过4.13%。总体而言，PCSC连接体系对界面缺陷的容忍度比较高。

(4) 采用有限元模拟试验方法，在原有设计参数的基础上分析了栓钉强度、栓钉直径、混凝土强度、界面摩擦系数对试件承载力和侧挡板承载力的影响，其参数对试件承载力的影响和常规剪力连接件相同。侧挡板承载力与栓钉直径、混凝土强度、界面摩擦系数具有正相关关系，栓钉强度对其影响不明显。