林 倩，鄧志恒，黃 瑩，胡岳峰

（廣西大學(xué) 土木建筑工程學(xué)院，南寧530004）

地震荷載作用下，高層建筑聯(lián)肢剪力墻的墻肢會(huì)出現(xiàn)剪切破壞或彎曲破壞，墻肢的內(nèi)力分布及破壞形態(tài)與連梁的剛度和承載力有十分密切的關(guān)系，特別是為了滿足建筑設(shè)計(jì)和保證建筑整體抗側(cè)剛度的要求，連梁常被設(shè)計(jì)成小跨高比形式，而剛度設(shè)計(jì)過大或者配筋較多的混凝土連梁不屈服，使聯(lián)肢剪力墻趨近于懸臂墻，對(duì)于實(shí)現(xiàn)超靜定結(jié)構(gòu)及提高剪力墻的延性是極為不利的［1］。為解決小跨高比連梁剛度過大、延性差、耗散地震能力低和震后不便更換等問題，中國(guó)、美國(guó)、加拿大及韓國(guó)的學(xué)者研究了實(shí)腹型鋼連梁形式［2－8］，對(duì)其跨高比、耗能能力、設(shè)計(jì)理念及錨固方案等進(jìn)行了試驗(yàn)研究，以期利用鋼材延性耗能好的優(yōu)勢(shì)改善聯(lián)肢剪力墻的抗震性能。在實(shí)腹鋼連梁的基礎(chǔ)上，提出并研究了鋼桁架連梁形式，比較實(shí)腹式鋼連梁，其剛度可以控制調(diào)節(jié)，可以按抗震需要設(shè)計(jì)剛度值，使其避開地震波卓越周期，避免產(chǎn)生共振。正常使用狀態(tài)及小震作用下，與剪力墻一起工作保持彈性狀態(tài)，大震作用下，交叉腹桿抗剪屈服，形成塑性鉸，耗散大量地震能量，構(gòu)筑了聯(lián)肢剪力墻的多道抗震防線。

課題組先期對(duì)這種連梁形式進(jìn)行了單個(gè)構(gòu)件和節(jié)點(diǎn)層面的研究［9－12］，證明了其結(jié)構(gòu)合理性。為了進(jìn)一步研究其剪力墻平面結(jié)構(gòu)的耗能機(jī)理和抗震性能，設(shè)計(jì)了兩榀剪力墻，采用擬動(dòng)力和擬靜力方法（低周反復(fù)荷載試驗(yàn)方法）進(jìn)行試驗(yàn)研究，以期掌握其地震響應(yīng)規(guī)律（包括位移、加速度、底部剪力等時(shí)程變化），并研究這種剪力墻結(jié)構(gòu)的耗能機(jī)理、滯回延性性能、剛度和強(qiáng)度退化等內(nèi)容，總結(jié)規(guī)律，為實(shí)現(xiàn)把這種結(jié)構(gòu)體系應(yīng)用于抗震設(shè)計(jì)創(chuàng)造條件。

1 試驗(yàn)概況

1.1 試驗(yàn)設(shè)計(jì)

試件設(shè)計(jì)參考某高層框架剪力墻結(jié)構(gòu)頂部2層，橫向考慮3個(gè)開間、縱向2個(gè)進(jìn)深的平面，開間尺寸為4.5 m，進(jìn)深尺寸6.0 m，層高為3.0 m。按1：3的縮尺比例，制作完成了SW及RSW兩榀聯(lián)肢剪力墻模型。其中SW2層配置的是鋼桁架連梁，RSW的連梁首層采用鋼桁架、第2層按強(qiáng)度相等的原則采用的是鋼筋混凝土連梁。試件的墻肢及連梁具體尺寸、配筋如圖1所示。

圖1 剪力墻試件設(shè)計(jì)詳圖

鋼桁架連梁上下弦桿采用半工字型10號(hào)鋼，交叉腹桿采用L30×3等邊角鋼，尺寸如圖1（c）所示，腹桿焊接到半工字型鋼的腹板上，桁架端頭每邊焊接4根角鋼埋入剪力墻，與剪力墻混凝土形成錨板，具體情況如圖2所示；聯(lián)肢剪力墻及混凝土連梁各截面配筋如圖1（d）所示，剪力墻邊緣的箍筋加密形成暗柱，墻肢底部500 mm高度范圍內(nèi)箍筋及縱向鋼筋加密。型鋼及鋼筋的材料力學(xué)性能如表1所示。28 d混凝土立方體抗壓強(qiáng)度平均值為48.98 N／mm2。

表1 剪力墻型鋼和鋼筋的材料力學(xué)性能實(shí)測(cè)值

圖2 鋼桁架連梁詳圖

1.2 試驗(yàn)加載儀器設(shè)備

試件水平荷載通過作動(dòng)器作用于剪力墻加載端頭上，并在樓層高度處設(shè)置位移計(jì)測(cè)量剪力墻側(cè)移大小，如圖3所示。

圖3 剪力墻加載圖

試驗(yàn)采用電液伺服加載系統(tǒng)FCS101 A。水平荷載中心線處設(shè)置上下2根傳力鋼拉桿；設(shè)置上下2個(gè)壓電式位移傳感器，與作動(dòng)器相接，輸入信號(hào)以控制作動(dòng)器位移加載。

1.3 加載方案

試驗(yàn)分2階段：1）采用擬動(dòng)力試驗(yàn)，輸入地震波，研究結(jié)構(gòu)的地震響應(yīng)；2）擬動(dòng)力試驗(yàn)結(jié)束后，采用低周反復(fù)荷載試驗(yàn)進(jìn)行位控加載，研究耗能及抗震性能。

擬動(dòng)力試驗(yàn)輸入EL Centr o（S－N）地震波，根據(jù)試驗(yàn)的相似理論，一二樓層質(zhì)量輸入為m1＝m2＝19 300 kg；調(diào)整EL Centr o（S－N）波峰值為：50、100、200、300、400、600 c m／s2，分別模擬6～9、9度以上的地震加速度，時(shí)間間隔Δt按相似關(guān)系計(jì)算調(diào)整為0.012 s，地震波持時(shí)12 s。阻尼比輸入根據(jù)文獻(xiàn)［13］取定，如表2所示。

表2 不同烈度下的峰值加速度及輸入的阻尼比

擬動(dòng)力試驗(yàn)之后，對(duì)SW和RSW剪力墻進(jìn)行低周反復(fù)荷載試驗(yàn)位控加載。加載制度如圖4所示。

圖4 位控加載制度

彈性階段，按倒三角形加載，剪力墻上層作動(dòng)器與下層作動(dòng)器水平荷載比例為1∶0.487，加載至結(jié)構(gòu)屈服，得到屈服位移和屈服荷載。之后采用位控低周循環(huán)加載，以上層位移控制加載為主，每級(jí)位移加載正負(fù)循環(huán)3次，加載至剪力墻破壞。

2 擬動(dòng)力試驗(yàn)研究

2.1 試驗(yàn)現(xiàn)象對(duì)比

擬動(dòng)力試驗(yàn)，SW和RSW加載至400 c m／s2之后（即相當(dāng)于加載至抗震設(shè)防烈度9度的基本地震加速度值），2試件并沒有觀察到過大的破壞，2種聯(lián)肢剪力墻表現(xiàn)出較大的承載能力。

試驗(yàn)結(jié)束后，SW的2層鋼桁架連梁未現(xiàn)明顯變形，墻肢也未發(fā)現(xiàn)開裂，表明結(jié)構(gòu)處于彈性狀態(tài)，具有較好的承載能力和抗震性能。

試驗(yàn)結(jié)束后，RSW的連梁本身也沒有出現(xiàn)較大變形。當(dāng)?shù)卣鸩ǚ逯颠_(dá)100 c m／s2時(shí)，下層鋼桁架連梁與墻肢連接處混凝土出現(xiàn)裂縫，表明：混凝土連梁與剪力墻墻肢構(gòu)成整體受力，加大了結(jié)構(gòu)的剛度，使底部受力較大率先出現(xiàn)裂縫，而中部鋼桁架連梁剛度小于混凝土連梁，上下兩層剛度不均，與其相連的剪力墻混凝土受力較大，出現(xiàn)裂縫。

2.2 地震響應(yīng)時(shí)程曲線對(duì)比

擬動(dòng)力試驗(yàn)各級(jí)地震波作用下兩試件的各層位移、加速度及底部剪力正負(fù)向的最大值列于表3。圖5～8的分別是地震峰值400 c m／s2作用下SW和RSW的地震響應(yīng)對(duì)比，包括：頂層和底層位移、頂層加速度以及底部剪力時(shí)程。圖9為400 c m／s2時(shí)SW和RSW的底部剪力和頂層位移滯回曲線，圖10為不同地震波峰值下兩試件的層位移反應(yīng)包絡(luò)線。

圖5 400 c m／s2 SW和RSW頂層位移時(shí)程曲線

圖6 400 c m／s2 SW和RSW底層位移時(shí)程曲線

圖7 400 c m／s2 SW和RSW頂層加速度時(shí)程曲線

圖8 400 c m／s2 SW和RSW底部剪力時(shí)程對(duì)比

從表3和圖5～10中可以看出：

圖9 400 c m／s2底部剪力與-頂層位移滯回曲線

圖10 不同工況下層位移反應(yīng)包絡(luò)曲線

1）二者頂層和底層位移值的數(shù)量級(jí)相當(dāng)，以400 c m／s2工況為例：RSW頂層正向位移最大值大于SW約14.5%，而負(fù)向SW大于RSW為28.5%。400、600 c m／s2時(shí)試件SW位移反應(yīng)包絡(luò)線接近倒三角形分布，上下層剛度分布合理、無突變。而RSW試件頂層位移和底層位移接近，頂層相對(duì)側(cè)移小，主要原因是頂層的鋼筋混凝土連梁剛度大，與墻肢組成一個(gè)整體變形，故側(cè)移集中于下層相對(duì)剛度較小的鋼桁架連梁上，其上下層剛度沒有SW的剛度分布均勻。

2）兩剪力墻層間位移角均較小。由于RSW上部配置混凝土連梁剛度較大，其頂層最大層間位移角小于SW；相對(duì)來說，各工況底層最大層間位移角SW基本小于RSW，SW體現(xiàn)更好的抗震性能。兩者的層間位移角均遠(yuǎn)小于剪力墻結(jié)構(gòu)抗震設(shè)計(jì)要求的層間彈塑性位移角限值1／120。

表3 剪力墻試件擬動(dòng)力試驗(yàn)的部分簡(jiǎn)要結(jié)果

3）2種剪力墻的加速度峰值差別較大，RSW底層加速度峰值大于SW。SW加速度峰值隨輸入地震波的增大不斷增大，至600 c m／s2后有所回落；而RSW加速度反應(yīng)在50 gal時(shí)達(dá)到最大，之后減小，而輸入100、200、300、400 c m／s2地震波時(shí)結(jié)構(gòu)的加速度反應(yīng)相近；總體來看：RSW的加速度反應(yīng)峰值大于SW。分析可知RSW試件上層混凝土連梁與剪力墻墻肢組成一整塊鋼筋混凝土結(jié)構(gòu)，剛度大，故加速度反應(yīng)較大；而SW上下兩層均為鋼桁架連梁，剛度分配均勻，加速度反應(yīng)較小。

4）底部剪力除100 c m／s2兩者的峰值接近以外，其它各級(jí)地震波加載SW的底部剪力峰值均小于RSW，分析原因也是因?yàn)镽SW的剛度大于SW的緣故。

5）底層2者均設(shè)置鋼桁架連梁，而擬動(dòng)力試驗(yàn)采集的應(yīng)變時(shí)程來看，SW交叉腹桿的應(yīng)變大于RSW，能夠較好地發(fā)揮抗震設(shè)防第一道防線的作用。分析可知，RSW的混凝土連梁與墻肢組成的整體結(jié)構(gòu)限制了其下層的鋼桁架連梁的變形。

6）相同條件下，2種剪力墻的側(cè)移均較小，均可以抵抗較強(qiáng)地震波的作用；SW方案的連梁設(shè)置更科學(xué)合理，其加速度和底部剪力反應(yīng)均小于RSW方案，SW雙層配置的鋼桁架連梁使剪力墻整體剛度分布均勻，能夠起到耗散地震能量以保護(hù)墻肢的作用。

3 低周反復(fù)荷載試驗(yàn)研究

3.1 剪力墻試件破壞過程分析

對(duì)兩榀剪力墻進(jìn)行了低周反復(fù)荷載試驗(yàn)加載直至結(jié)構(gòu)破壞。分析試驗(yàn)過程，可以看出2個(gè)聯(lián)肢剪力墻均經(jīng)歷了3個(gè)受力變形階段：彈性階段、彈塑性階段和破壞階段。

1）對(duì)SW而言，彈性階段為鋼桁架連梁和剪力墻一體抵抗水平荷載，當(dāng)荷載逐漸加大，混凝土開裂，直至交叉腹桿達(dá)到屈服；屈服之后，交叉腹桿先產(chǎn)生塑性鉸，不斷拉壓變形，耗散大量地震能量，隨位控荷載不斷增大，墻肢底部鋼筋屈服；超過極限荷載之后，承載力下降，剛度平穩(wěn)退化；破壞階段，交叉腹桿變形加大，受壓時(shí)，中部彎曲較明顯，外凸加大，荷載反向腹桿受拉時(shí)，外凸變形部分回復(fù)，有殘余變形，見圖11所示，墻肢根部裂縫加大。頂層加載至5倍屈服位移荷載時(shí)，頂層承載力明顯下降，低于頂層荷載最大值的85%以下，而此時(shí)，下層鋼桁架連梁仍有一定的承載能力，總體判斷體系產(chǎn)生破壞。從圖12（a）所示SW剪力墻墻肢的裂縫開展情況可知：多為水平裂縫，墻肢的破壞為延性的彎曲破壞。

圖11 SW鋼桁架連梁破壞階段變形

圖12 低周反復(fù)荷載試驗(yàn)結(jié)束后SW和RSW裂縫圖

2）RSW聯(lián)肢剪力墻在彈性階段結(jié)構(gòu)一起承擔(dān)水平荷載，隨位控荷載的加大，混凝土不斷出裂，直至屈服，由于混凝土連梁的存在，剪力墻結(jié)構(gòu)剛度較大，屈服荷載比SW大。加載全過程中，RSW頂部混凝土連梁剛度太大，不能出裂，與墻肢形成整塊混凝土，限制了下層鋼桁架連梁的變形，大部分地震能量由剪力墻開裂及墻肢底部形成的塑性鉸耗散。破壞時(shí)，下層鋼桁架連梁變形不明顯，墻肢的裂縫多于SW，如圖12（b）所示，裂縫形式包括水平向裂縫和部分斜向裂縫，其破壞形態(tài)有部分剪切破壞，但總體上仍以彎曲破壞為主。

3.2 SW和RSW的耗能機(jī)理對(duì)比

SW連梁的耗能機(jī)理如下：在彈性階段，結(jié)構(gòu)開裂變形??；屈服階段，鋼桁架交叉腹桿先屈服產(chǎn)生塑性鉸，連梁中部的主拉應(yīng)力及主壓應(yīng)力由交叉腹桿承擔(dān)：隨正負(fù)向水平力的作用不斷受壓彎曲、受拉回直，發(fā)揮鋼材延性性能好的優(yōu)點(diǎn)，不斷耗散能量；接著，隨腹桿變形加大，鋼桁架成為由上下兩根鋼弦桿耗能，持續(xù)約束和保護(hù)剪力墻墻肢。所以SW聯(lián)肢剪力墻體系能夠充分利用鋼材良好的延性及耗能性能，耗散大量的地震能量，體現(xiàn)出被動(dòng)減震控制性能，成為聯(lián)肢剪力墻抗震的第一道防線，是一種延性連梁，而這種聯(lián)肢剪力墻結(jié)構(gòu)也是一種延性的剪力墻結(jié)構(gòu)。

RSW耗能機(jī)理如下：彈性階段，主要由剪力墻開裂耗散部分地震能量；屈服后，混凝土連梁和墻肢成為一個(gè)剛度較大的整體抵抗水平荷載，墻肢根部不斷產(chǎn)生裂縫，形成塑性較，耗散地震能量；混凝土整體剛度過大，限制了下層鋼桁架連梁的變形，到加載后期，鋼桁架連梁變形仍然很小，其鋼材延性好的優(yōu)點(diǎn)得不到完全發(fā)揮，而鋼桁架連梁和混凝土連接節(jié)點(diǎn)處裂縫不斷發(fā)展以耗散地震能量；頂層混凝土連梁剛度大，內(nèi)部不出裂，而與其相連的墻肢處水平裂縫在加載后期出現(xiàn)貫通。整個(gè)過程的RSW耗能主要是由墻肢底部塑性鉸和墻肢內(nèi)部鋼筋混凝土的變形耗能，而混凝土連梁沒有發(fā)揮耗能和保護(hù)墻肢的作用，鋼桁架連梁的耗能也受到限制。

3.3 P－Δ滯回特征曲線

2試件的底部剪力 頂層位移滯回曲線如圖13所示。

對(duì)比可以看出剪力墻SW和RSW均具有較高的耗能能力：擬動(dòng)力試驗(yàn)之后，SW受到的損傷不大，其滯回曲線呈飽滿的梭形，表明雙層鋼桁架連梁的配置方式滯回性能好，耗能能力強(qiáng)。加載至2倍屈服位移之后，滯回環(huán)逐漸傾斜，剛度緩慢退化，滯回環(huán)面積不斷加大。其鋼桁架連梁的耗能過程合理，發(fā)揮了鋼材延性好的優(yōu)點(diǎn)，體現(xiàn)出優(yōu)越的耗能能力。

RSW的滯回曲線形狀也表明它能耗散較大地震能量，但是滯回環(huán)沒有SW飽滿，耗能能力比SW差。擬動(dòng)力試驗(yàn)對(duì)RSW剪力墻產(chǎn)生的損傷比SW大。

圖13 試件底部剪力-頂層位移滯回曲線

3.4 剪力墻試件的骨架曲線

試件的骨架曲線如圖14所示。由圖14可知，兩剪力墻結(jié)構(gòu)超過極限荷載之后，骨架曲線段變化非常平緩。SW是經(jīng)歷了600 c m／s2的擬動(dòng)力地震波加載之后才進(jìn)行低周反復(fù)荷載試驗(yàn)，但其骨架曲線下降段仍然長(zhǎng)而平緩，體系體現(xiàn)出良好的延性性能，承載力狀態(tài)十分穩(wěn)定。而對(duì)RSW而言，其剛度比SW大，正向極限荷載兩者相當(dāng)，反向的極限承載力RSW比SW大。RSW也體現(xiàn)出的較高延性性能。

圖14 剪力墻試件骨架曲線

3.5 剪力墻滯回延性分析

采用滯回延性系數(shù)分析衡量SW和RSW的延性性能。滯回延性系數(shù)定義為極限位移Δu和屈服位移Δy之比：μ＝Δu／Δy。計(jì)算結(jié)果列于表4，表中Py和Pu分別對(duì)應(yīng)剪力墻的頂層屈服荷載及極限荷載。

從表4可知，SW試件的位移延性系數(shù)為5.98，RSW為4.96，兩者均大于全混凝土連梁剪力墻和改進(jìn)混凝土連梁剪力墻的位移延性系數(shù)文獻(xiàn)［14－15］箍筋分3層布置的混凝土連梁延性系數(shù)為2.0～2.8），體現(xiàn)出良好的延性性能和較強(qiáng)的抗震能力。SW的延性系數(shù)大于RSW，表明配置雙層鋼桁架連梁的聯(lián)肢剪力墻SW更能發(fā)揮鋼桁架的作用，延性性能優(yōu)于配置鋼筋混凝土連梁和鋼桁架混合連梁的剪力墻RSW。

表4 剪力墻試件的延性系數(shù)

3.6 剪力墻耗能能力分析

通過計(jì)算試件的等效粘滯阻尼系數(shù)he來衡量它們的耗能能力。he的定義如圖15及式（1）所示。取每一控制位移第1循環(huán)的滯回環(huán)來計(jì)算兩剪力墻的等效粘滯阻尼系數(shù)。

圖15 等效粘滯阻尼系數(shù)的計(jì)算簡(jiǎn)圖

圖16為二試件的等效粘滯阻尼系數(shù)變化情況對(duì)比。二試件等效粘滯系數(shù)隨屈服位移倍數(shù)的增加而不斷增加。在4倍屈服位移加載的作用下，兩者等效粘滯系數(shù)均大于0.15，而位控加載至5Δy時(shí)，SW和RSW的he分別達(dá)到0.174 7、0.170 2，2個(gè)剪力墻均體現(xiàn)出較好的耗能性能。

圖16 等效粘滯阻尼系數(shù)變化圖

3.7 剪力墻剛度退化規(guī)律

為了考察聯(lián)肢剪力墻結(jié)構(gòu)剛度隨荷載循環(huán)加大而降低的現(xiàn)象，用滯回環(huán)線剛度Ki來對(duì)比分析兩個(gè)試件的剛度退化規(guī)律。環(huán)線剛度按式（2）計(jì)算：

式中：＋Pi（－Pi）表示正（負(fù)）向水平荷載作用下，第i次循環(huán)的峰值荷載；＋Δi（－Δi）為正（負(fù)）向水平荷載作用下，第i次循環(huán)的峰值位移。

從剛度退化規(guī)律曲線（圖17）可知：1）隨位控加載的增大，剪力墻的剛度持續(xù)退化降低，SW 和RSW試件剛度下降的規(guī)律基本相同；2）總體上，2個(gè)聯(lián)肢剪力墻的剛度成線性平緩下降的趨勢(shì)。SW試件加載前期鋼桁架連梁和剪力墻一體抗震，加載后期直至破壞，由于鋼桁架連梁腹桿退出剛度貢獻(xiàn)，但弦桿仍然能夠提供剛度，持續(xù)約束混凝土，避免其變成單肢墻肢；而RSW試件的混凝土連梁和鋼桁架連梁沒有發(fā)生大的破壞，一直能夠提供剛度；3）對(duì)比SW和RSW試件，由于RSW頂層配置的是鋼筋混凝土連梁，其總體剛度比SW高一些。

圖17 剪力墻的剛度退化情況

3.8 剪力墻強(qiáng)度退化情況

剪力墻的強(qiáng)度退化是由于試件不斷變形、損傷不斷累積而產(chǎn)生的，即表示在低周循環(huán)荷載作用下，剪力墻的強(qiáng)度隨荷載循環(huán)次數(shù)的增加而不斷降低的性質(zhì)。采用強(qiáng)度退化系數(shù)衡量試件的強(qiáng)度退化的情況：

圖18為2個(gè)試件在各級(jí)荷載作用下第3循環(huán)的強(qiáng)度降低系數(shù)折線圖。

圖18 第3循環(huán)2個(gè)試件的強(qiáng)度退化系數(shù)折線圖

二試件的強(qiáng)度退化規(guī)律：SW剪力墻在加載前期承載力下降的原因是由于剪力墻混凝土的開裂，3倍屈服位移加載之后，鋼桁架連梁受循環(huán)荷載作用反復(fù)拉壓變形的同時(shí)能夠提供足夠的承載力支撐，結(jié)構(gòu)體系強(qiáng)度變化穩(wěn)定?？偟膩砜矗琒W聯(lián)肢剪力墻強(qiáng)度退化緩慢，抗震性能較好。而對(duì)于RSW試件，由于墻肢裂縫的反復(fù)增大和縮小，結(jié)構(gòu)體系整體強(qiáng)度的波動(dòng)幅度明顯比SW試件大。

對(duì)比分析可知：雖然SW試件在擬動(dòng)力試驗(yàn)中輸入地震波大于RSW試件，但是，后期進(jìn)行低周反復(fù)荷載試驗(yàn)，SW的強(qiáng)度退化規(guī)律仍然優(yōu)于RSW試件，試驗(yàn)的前期和后期，強(qiáng)度均能夠維持較高水平，能夠保證對(duì)墻肢的約束，體現(xiàn)出較高的安全儲(chǔ)備。

4 結(jié)論

對(duì)雙層配置鋼桁架連梁的聯(lián)肢剪力墻平面結(jié)構(gòu)SW和混合配置了鋼筋混凝土連梁和鋼桁架連梁的剪力墻平面結(jié)構(gòu)RSW進(jìn)行擬動(dòng)力試驗(yàn)和擬靜力試驗(yàn)，得到如下結(jié)論：

1）擬動(dòng)力試驗(yàn)，2種剪力墻的側(cè)移值均較小，承載能力均較大，2片剪力墻均沒有出現(xiàn)過大的破壞。從變形情況、剛度分布、受力特點(diǎn)及連梁對(duì)剪力墻的保護(hù)來看，SW比RSW的連梁設(shè)置更為合理，能夠滿足聯(lián)肢剪力墻抵抗大震作用的要求，是一種較為理想的聯(lián)肢剪力墻結(jié)構(gòu)形式。

2）隨輸入地震波的增大，SW試件的位移、加速度和底部剪力反應(yīng)增大，側(cè)移反應(yīng)峰值包絡(luò)線呈倒三角形形態(tài)，剛度分布合理，試驗(yàn)結(jié)束，剪力墻整體處于彈性狀態(tài)。RSW試件隨輸入地震增大，其位移和底部剪力加大，RSW頂層設(shè)置混凝土連梁，剛度加大，加速度反應(yīng)比SW大；整個(gè)試驗(yàn)過程，RSW的連梁本身未出現(xiàn)較大變形，混凝土連梁的存在加大了結(jié)構(gòu)剛度，上下兩層剛度分布不均。

3）低周反復(fù)荷載試驗(yàn)得到SW的耗能機(jī)理為：在正常使用及小震階段，結(jié)構(gòu)處于彈性階段，連梁與剪力墻一體受力，鋼桁架連梁不屈服；大震作用下，鋼桁架連梁內(nèi)部交叉腹桿率先屈服產(chǎn)生塑性鉸，能發(fā)揮鋼材延性好的優(yōu)點(diǎn)，反復(fù)拉壓耗能，滯回曲線呈飽滿梭形；隨位控加載增大，腹桿變形加大，其作用減小，而結(jié)構(gòu)變?yōu)樯舷落撓覘U不斷耗能，并持續(xù)約束和保護(hù)墻肢，避免其退化成單肢剪力墻。連梁內(nèi)部的塑性鉸早于墻肢塑性鉸?？傮w上這種連梁體現(xiàn)出被動(dòng)減震功能，連梁破壞為延性破壞。而剪力墻本身也是延性的彎曲破壞，滿足聯(lián)肢剪力墻抗震設(shè)防的要求。

4）RSW的耗能機(jī)理為：正常使用及小震階段，連梁不屈服，與剪力墻一體受力；大震作用下，由上層剪力墻鋼筋、底部墻肢鋼筋分別形成的塑性鉸耗能，鋼桁架連梁屈服，但其變形受到墻肢和頂層連梁組成的整體混凝土塊的限制，只能部分發(fā)揮耗能作用，試驗(yàn)結(jié)束鋼筋混凝土連梁不屈服，鋼桁架連梁未發(fā)現(xiàn)較大變形。RSW的混合連梁設(shè)置不合理，連梁本身未能實(shí)現(xiàn)對(duì)墻肢的保護(hù)，不能很好地滿足“強(qiáng)墻肢弱連梁”的抗震要求，其耗能能力也小于SW。

5）二試件骨架曲線段變化平緩。SW骨架曲線下降段長(zhǎng)且平緩，延性性能好，強(qiáng)度退化緩慢，體現(xiàn)出較高的安全儲(chǔ)備。二試件剛度下降的規(guī)律基本相同，RSW總體剛度大于SW。雖然RSW的變形破壞過程及耗能機(jī)制不盡合理，但仍然體現(xiàn)出的較高的延性和耗能能力。從耗能、延性、強(qiáng)度退化規(guī)律以及連梁對(duì)墻肢的保護(hù)情況的對(duì)比來看，SW試件優(yōu)于RSW試件。

［1］方鄂華.高層建筑鋼筋混凝土結(jié)構(gòu)概念設(shè)計(jì)［M］.北京：機(jī)械工業(yè)出版社，2004.

［2］Gong B，Shahrooz B M.Concrete－steel composite coupling beams I：Co mponent testing ［J］.Jour nal of Str uctural Engineering，2001，127（6）：625－631.

［3］Gong B，Shahrooz B M.Concrete－steel co mposite coupling beams II：Subassembly testing and design verification ［J］.Jour nal of Str uctural Engineering，2001，127（6）：632－638.

［4］Gong B，Shahrooz B M.Steel－concrete co mposite coupling bea ms－behavior and design［J］.Engineering Structures，2001，23：1480－1490.

［5］Harries K A.Ductility and def or mability of coupling beams in reinforced concrete shear walls ［J］.Earthquake Spectra，2001，17（3）：457－478.

［6］Par k W S，Yun H D.Seis mic behaviour and design of steel coupling beams in a hybrid coupled shear wall systems［J］.Nuclear Engineering and Design，2006，236：2474－2484.

［7］Par k W S，Yun H D.Panel shear strengt h of steel coupling beam－wall connections in a hybrid wall system［J］.Jour nal of Constr uctional Steel Research，2006（62）：1026－1038.

［8］王麗，蘇明周，徐明，等.鋼連梁剪切屈服型混合連肢墻體系節(jié)點(diǎn)滯回性能有限元分析［J］.水利與建筑工程學(xué)報(bào)，2011，9（2）：11－14.Wang L，Su M Z，Xu M，et al.FEM analysis on hysteretic behavior of shear－critical steel coupling beamcolu mn connection in hybrid coupled shear wall system［J］.Journal of Water Resources and Architectural Engineering，2011，9（2）：11－14.

［9］林倩，鄧志恒，劉其舟，等.足尺鋼桁架連梁恢復(fù)力模型試驗(yàn)研究［J］.自然災(zāi)害學(xué)報(bào)，2011，20（4）：38－42.Lin Q，Deng Z H，Liu Q Z，et al.Experi mental study on the restoring force model of f ull－scale steel truss coupling beams ［J］.Jour nal of Natural Disasters，2011，20（4）：38－42.

［10］鄧志恒，林倩，胡強(qiáng)，等.新型鋼桁架連梁的抗震性能試驗(yàn)研究［J］.振動(dòng)與沖擊，2012，31（1）：76－81.Deng Z H，Lin Q，Hu Q，et al.Test for aseismic behavior of new steel tr uss coupling beams［J］.Jour nal of Vibration and Shock，2012，31（1）：76－81.

［11］林倩，鄧志恒，劉其舟.足尺鋼桁架連梁抗震性能試驗(yàn)研究及非線性有限元分析［J］.工程力學(xué)，2012，29（7）：256－263.Lin Q，Deng Z H，Liu Q Z.Experimental study and nonlinear finite element analysis on t he seismic perfor mance of f ull－scale steel truss coupling beams［J］.Engineering Mechanics，2012，29（7）：256－263.

［12］劉運(yùn)寶.鋼桁架連梁節(jié)點(diǎn)錨固機(jī)理及設(shè)計(jì)研究［D］.南寧：廣西大學(xué)，2012.

［13］邱法維，錢嫁茹，陳志鵬.結(jié)構(gòu)抗震實(shí)驗(yàn)方法［M］.北京：科學(xué)出版社，2000.

［14］梁興文，劉清山，李萍.新配筋方案小跨高比連梁的試驗(yàn)研究［J］.建筑結(jié)構(gòu)，2007，37（12）：26－29.Liang X W，Liu Q S，Li P.Experi ment research on seis mic perf or mance of new reinforcement scheme deep coupling beam［J］.Building Structure，2007，37（12）：26－29.

［15］王英俊，劉清山，竇勇.分段封閉箍筋小跨高比連梁改進(jìn)方案的計(jì)算機(jī)仿真分析［J］.河南大學(xué)學(xué)報(bào)：自然科學(xué)版，2012，42（13）：321－325.Wang Y J，Liu Q S，Dou Y.The co mputerized si mulation analysis on i mproved scheme of deep reinf orced concrete coupling beam with closed stirr ups section.［J］.Jour nal of Henan University ：Natural Science，2012，42（13）：321－325.