韓啟浩， 汪大洋， 張永山

(廣州大學 土木工程學院，廣州 510006)

組合鋼板剪力墻是一種常見的鋼板剪力墻，也是國家大力推薦采用的裝配式建筑結(jié)構(gòu)中一種常用的構(gòu)件[1]。國內(nèi)外大量試驗研究表明，組合鋼板剪力墻具有水平承載能力高、耗能機理清晰、現(xiàn)場拼裝簡單、綠色環(huán)保等優(yōu)越性能，適合于新建建筑及已有建筑的加固改造[2-4]。

李國強等[5]完成了3個鋼板外包混凝土剪力墻和1個純鋼板剪力墻板試驗，結(jié)果表明，鋼板外包混凝土剪力墻具有良好的穩(wěn)定性和延性，且其剛度和強度比鋼板剪力墻提高很多。Astaneh-Asl等[6-7]提出采用預制混凝土板的鋼板-混凝土組合剪力墻，根據(jù)預制混凝土板和周邊框架的連接方式不同，分為“傳統(tǒng)型”和“改進型”兩種模型，完成了2個三層組合剪力墻試驗，研究表明，組合剪力墻具有優(yōu)越的延性和耗能能力，但“傳統(tǒng)型”試件的混凝土板破壞程度明顯比“改進型”試件嚴重。郭彥林等[8-10]提出防屈曲鋼板剪力墻，研究表明，防屈曲鋼板剪力墻可以明顯改善普通鋼板剪力墻滯回曲線捏攏現(xiàn)象，具有較好的延性和穩(wěn)定的耗能能力。郭蘭慧等[11-13]提出僅與框架梁連接的兩邊組合鋼板剪力墻，研究表明，兩邊連接組合鋼板剪力墻具有良好的延性及耗能能力，同時可防止組合鋼板剪力墻對框架柱的不利影響，在跨內(nèi)靈活布置，方便門窗洞口的開設(shè)。陸燁等[14]提出I形屈曲約束鋼板剪力墻，完成了五組屈曲約束鋼板剪力墻試驗，結(jié)果表明，I形屈曲約束鋼板墻具有較好的力學性能，能夠較好地避免在支座處因應力集中而出現(xiàn)鋼板撕裂的破壞現(xiàn)象。

綜上所述，已有組合鋼板剪力墻試驗研究中，大多在鋼板兩側(cè)布置單塊混凝土板，其尺寸較大，制作運輸易產(chǎn)生裂縫，現(xiàn)場施工吊裝困難、繁瑣，對運輸及吊裝設(shè)備要求很高。為此，考慮將多塊混凝土板代替單塊混凝土板，提出一種多塊混凝土板拼裝組合鋼板剪力墻，該剪力墻是由周邊框架、內(nèi)藏鋼板和兩側(cè)外掛多塊預制混凝土板組合而成的一種抗側(cè)力構(gòu)件。設(shè)計了2個不同拼裝方式組合鋼板剪力墻試件和1個傳統(tǒng)組合鋼板剪力墻試件，進行擬靜力試驗，通過破壞特征、滯回性能、耗能能力和剛度退化的比較分析，研究多塊混凝土板拼裝組合鋼板剪力墻的抗震性能。

1 試驗概況

1.1 試件設(shè)計與制作

為了使組合鋼板剪力墻的吊裝運輸及現(xiàn)場拼裝更為簡單，分別在內(nèi)藏鋼板兩側(cè)外掛3塊預制混凝土板，并考慮混凝土板橫向和豎向兩種拼裝方式，試驗按照1/3縮尺比設(shè)計了3個組合鋼板剪力墻試件，分別為：用于對比分析的傳統(tǒng)組合鋼板剪力墻(Composite Steel Plate Shear Wall, CSPSW)，豎向拼裝組合鋼板剪力墻(Vertical-CSPSW, V-CSPSW)，橫向拼裝組合鋼板剪力墻(H(Hongontal)-CSPSW)。內(nèi)藏鋼板尺寸均為1 200 mm×1 200 mm，Q235B級，厚度均取2 mm。鋼板周邊框架梁柱均采用Q345B級H型鋼，柱截面尺寸為HW200×200×8×12，梁截面尺寸為HM194×150×6×9。內(nèi)藏鋼板與周邊框架焊接連接，通過M10普通螺栓將預制混凝土板外掛于內(nèi)藏鋼板兩側(cè)。螺栓間距取文獻[15]中的臨界值，沿板長和寬方向均為200 mm。混凝土板厚度均為50 mm，布置雙向雙層鋼筋，Φ4@80，混凝土保護層厚度7 mm。為防止各預制板間在加載過程中接觸壓裂，在各預制板間和與周邊構(gòu)件連接部位預留拼縫，分別在預制板與邊緣框架間及各預制板間預留60 mm和120 mm寬拼縫。內(nèi)藏鋼板與周邊框架采用焊接連接，即在內(nèi)藏鋼板四周邊緣部分彎折起90°成槽型，與邊緣框架進行搭接焊接，搭接長度為20 mm。試件幾何尺寸及構(gòu)造，如圖1所示。

圖1 試件幾何尺寸及構(gòu)造(mm)Fig.1 Details of specimens

1.2 材料力學性能

預制混凝土板的混凝土設(shè)計等級為C40，在澆筑混凝土板的同時，制作了3個150 mm×150 mm×150 mm立方體試塊，與混凝土板試件同等條件下養(yǎng)護，測得混凝土立方體抗壓強度平均值為43.2 MPa。

根據(jù)金屬材料拉伸試驗 第1部分：室溫試驗方法：GB/T 228.1—2010[16]、鋼及鋼產(chǎn)品力學性能試驗取樣位置及試樣制備：GB/T 2975-1998[17]的有關(guān)規(guī)定進行材性試驗，共分4組試樣，每組3個試件，各種性能參數(shù)取各組試樣的平均值，鋼材試驗實測力學性能結(jié)果，如表1所示。

1.3 加載裝置與加載制度

使用兩臺ZB-ZD3000伺服作動器并聯(lián)一起同步施加水平往復荷載，試驗加載裝置，如圖2所示。所研究的組合鋼板剪力墻僅作為抗側(cè)力構(gòu)件，不考慮其豎向承載能力，因此，試驗過程中僅施加水平荷載以考慮地震及風作用等水平荷載的影響。根據(jù)建筑抗震試驗方法規(guī)程: JGJ 101—1996[18]，采用力和位移混合控制加載制度：屈服前采用荷載控制加載，屈服后采用位移控制加載。在荷載控制加載階段，初始荷載為估算屈服值的50%，并以50 kN為級差，每級循環(huán)1次，加載速度為5 kN/s，接近屈服時減小級差，試件整體屈服(試件頂點荷載-位移曲線出現(xiàn)明顯的拐點)后改為位移控制加載，以試驗測得的0.5倍屈服位移分級加載，為減輕鋼材低周疲勞，實際試驗中，每級循環(huán)2次，直到水平荷載下降至峰值荷載的85%時停止加載。圖3為試件加載制度。

表1 鋼材實測力學性能

圖2 試驗加載裝置Fig.2 Test setup

1.4 測點布置及量測

在試件上布置應變計，以監(jiān)測加載過程中內(nèi)藏鋼板及邊緣框架梁柱的變形情況。對于試件CSPSW，在內(nèi)藏鋼板四角布置應變花；對于試件V-CSPSW和H-CSPSW，在各預制板間拼縫對應梁腹板處布置應變花。此外，3個試件均在左柱底，右柱底和框架梁加載端翼緣附近布置應變片。其中，試件V-CSPSW應變測點布置如圖4(a)所示。位移計的布置如圖4(b)所示。在頂梁加載方向西側(cè)設(shè)置一個位移計D1，測量頂梁的水平位移；在框架柱高1/2處設(shè)置框架平面內(nèi)和平面外位移計D2和D3，監(jiān)測框架柱的受力變形情況；為消除地梁發(fā)生移動或轉(zhuǎn)動造成對結(jié)構(gòu)整體位移的影響，在加載平面內(nèi)地梁水平方向設(shè)置位移計D4，垂直方向設(shè)置位移計D5，監(jiān)測地梁滑移及翹曲變形情況。對于試件H-CSPSW，試驗前數(shù)值模擬發(fā)現(xiàn)混凝土板與橫向拼縫區(qū)域產(chǎn)生較大的面外位移，故在其相應位置布置了兩個面外位移計以監(jiān)測其面外變形。試驗時，在試件四周安排觀測人員，實時觀測試件變形、鋼材裂縫發(fā)展等試驗現(xiàn)象，并作標記、記錄和拍攝。

圖3 加載制度Fig.3 Loading protocal

圖4 試驗測點布置Fig.4 Arrangement of monitoring points

2 試驗現(xiàn)象及破壞特征

2.1 CSPSW試件

隨著加載位移的增加，首先在內(nèi)藏鋼板四周發(fā)生面外屈曲，接著正向混凝土板左上角出現(xiàn)拉裂破壞，雖然混凝土板角部被拉裂，混凝土板其他位置未出現(xiàn)明顯裂紋，不影響混凝土板用于防止內(nèi)藏鋼板面外屈曲的功能。當位移增加至25 mm時，內(nèi)藏鋼板四周預留縫屈服呈波浪形鼓起，面外鼓起約10 mm，隨著加載位移的增大，周邊預留縫區(qū)域的鋼板發(fā)生越來越多的面外屈曲，同時在周邊梁柱腹板區(qū)域出現(xiàn)較明顯的細密拉痕，由應變片監(jiān)測數(shù)據(jù)顯示，梁柱腹板未屈服。當位移增加至30 mm時，內(nèi)藏鋼板四周角部附近區(qū)域出現(xiàn)拉裂，此時試件達到極限荷載993.9 kN，隨后，加載端柱底鼓曲變形，但未見裂縫，由設(shè)置在該處的應變片監(jiān)測數(shù)據(jù)可知，柱腳已屈服。當位移增加至35 mm時，內(nèi)藏鋼板裂縫寬度更大，并出現(xiàn)貫穿裂縫且延伸至非加載端框架梁，隨著一聲巨響，似如雷鳴，此時承載力下降至826.4 kN，承載力已下降至極限承載力的85%，試驗停止。整個加載過程中，通過設(shè)置在1/2柱高面外位移計監(jiān)測數(shù)據(jù)可以看出，試驗過程中，框架柱未產(chǎn)生較大的面外位移，最大面外位移為4.7 mm，可以認為整個加載過程中，試件平面內(nèi)承擔水平荷載。

試驗結(jié)束后，卸去兩側(cè)外掛混凝土板，試件的破壞形態(tài)如圖5所示。內(nèi)藏鋼板周邊預留縫區(qū)域發(fā)生了較大的波浪形面外屈曲變形，并在角部區(qū)域出現(xiàn)拉裂破壞，而在混凝土板約束區(qū)域，內(nèi)藏鋼板較為平整，未出現(xiàn)裂縫。

圖5 試件CSPSW的破壞形態(tài)Fig.5 Failure pattern of specimen CSPSW

2.2 V-CSPSW試件

隨著加載位移的增大，內(nèi)藏鋼板在預制板間豎向拼縫位置首先出現(xiàn)屈曲變形，與CSPSW相比，V-CSPSW試件初始剛度有一定地降低。隨著加載位移的進一步增大，內(nèi)藏鋼板在預制板與邊緣框架之間拼接縫出現(xiàn)屈曲變形，同時，可以聽到內(nèi)藏鋼板與外掛混凝土板接觸擠壓發(fā)生的響聲。當位移加載至35 mm時，荷載為954.2 kN(-860.4 kN)，與CSPSW試件不同的是，試件未發(fā)生柱腳的破壞，可以進一步進行承載，可見混凝土板分塊布置可以減少內(nèi)藏鋼板對周邊框架柱產(chǎn)生附加彎矩的不利影響，使具有更好的延性性能。當位移加載至40 mm時，試件達到極限荷載978.3 kN(-881.0 kN)，與CSPSW試件相比，分塊布置混凝土板使極限承載力有一定地降低。當位移加載至45 mm時，混凝土板完好，聽到鋼板撕裂的聲音，承載力下降至830.8 kN(-616.9 kN)，承載力已下降至極限承載力的85%，試驗停止。整個加載過程中，通過設(shè)置在1/2柱高面外位移計監(jiān)測數(shù)據(jù)可以看出，試驗過程中，框架柱未產(chǎn)生較大的面外位移，最大面外位移為3.5 mm，可以認為整個加載過程中，試件平面內(nèi)承載水平荷載。

內(nèi)藏鋼板及外掛混凝土板的破壞形態(tài)，如圖6所示，在預制板間豎向拼縫區(qū)域鋼板屈曲較為明顯，混凝土板與內(nèi)藏鋼板接觸界面出現(xiàn)密集的方格網(wǎng)型劃痕，最終在與頂梁翼緣相連的內(nèi)藏鋼板出現(xiàn)拉裂破壞，試件呈彎剪破壞形式，破壞過程緩慢，屬延性破壞。

圖6 試件V-CSPSW的破壞形態(tài)Fig.6 Failure pattern of specimen V-CSPSW

2.3 H-CSPSW試件

加載初期，可聽到混凝土板與鋼板摩擦發(fā)出的吱吱聲，說明混凝土板已對鋼板產(chǎn)生屈曲約束效果。隨著加載位移的進一步增大，內(nèi)藏鋼板在橫向拼接縫處逐步出現(xiàn)屈曲變形。當位移加載至20 mm時，橫向拼縫附近混凝土板發(fā)生一定的面外位移，說明相應區(qū)域內(nèi)藏鋼板發(fā)生了面外屈曲，同時，在預制板與邊緣框架拼接縫處，內(nèi)藏鋼板開始出現(xiàn)屈曲變形。當位移加載至30 mm時，內(nèi)藏鋼板出現(xiàn)較大的面外變形，外掛混凝土板隨著內(nèi)藏鋼板的鼓起而向外變形，由設(shè)置在混凝土板面外方向上的位移計監(jiān)測可知，混凝土板端部最大面外變形為27.5 mm。位移加載至35 mm時，荷載為892.6 kN(-95.3 kN)，試件可以進一步承載，可見，與CSPSW試件相比，H-CSPSW和V-CSPSW試件均能減少內(nèi)藏鋼板對邊框框架柱產(chǎn)生附加彎矩的不利影響，具有更好的延性性能。當位移加載至40 mm時，試件達到極限荷載902.7 kN(-815.4 kN)，與V-CSPSW試件相比，其極限承載力有一定地降低。當位移加載至45 mm時，聽到鋼板撕裂的聲音，此時，承載力下降至738.3 kN(-692.6 kN)，承載力已下降至極限承載力的85%，試驗停止。兩側(cè)外掛混凝土板加載過程中完好，未出現(xiàn)明顯的裂紋及壓碎現(xiàn)象。

內(nèi)藏鋼板的破壞形態(tài)，如圖7所示。在混凝土板約束區(qū)域，內(nèi)藏鋼板較為平整，內(nèi)藏鋼板在預制板間橫向拼縫附近呈魚鱗狀撕裂破壞，且上部橫向拼縫比下部拼縫撕裂更嚴重，呈現(xiàn)較為明顯的剪切型的破壞特征。

圖7 試件H-CSPSW的破壞形態(tài)Fig.7 Failure pattern of specimen H-CSPSW

3 試驗結(jié)果及分析

3.1 滯回性能

3.1.1 滯回曲線

圖8給出了試件CSPSW、V-CSPSW和H-CSPSW的試驗實測水平荷載-位移滯回曲線， 試件滯回曲線具有如下特征：

(1) 3個試件的滯回曲線均較為飽滿，可見組合鋼板剪力墻具有較好的耗能能力。試件H-CSPSW的滯回曲線存在較大的捏縮現(xiàn)象，主要是由于在加載初期，內(nèi)藏鋼板即在預制板間橫向拼縫區(qū)域發(fā)生較大的整體面外屈曲變形，且隨著加載位移的進一步增大，內(nèi)藏鋼板在預制板與邊緣框架間處拼縫亦發(fā)生屈曲變形?？梢姡謮K布置混凝土板可一定程度地降低組合鋼板剪力墻的耗能能力，且橫向拼裝方式組合鋼板剪力墻的耗能能力降低明顯。

(2) 各個試件的滯回曲線均存在一定的滑移現(xiàn)象，主要原因是在加載過程中，試件與地梁的高強螺栓連接處發(fā)生滑移所致，且隨著位移的增加，加載梁與試件間的高強螺桿亦有一定滑移，內(nèi)藏鋼板裂縫的張開與閉合及梁端塑性鉸的形成導致了滯回曲線的滑移現(xiàn)象。

圖8 試件滯回曲線Fig.8 Hysteretic curves of specimens

3.1.2 骨架曲線

延性系數(shù)μ根據(jù)極限位移Δu與屈服位移Δy之比來計算。其中，極限位移取試件水平承載力下降至峰值荷載的85%時對應的位移，屈服位移根據(jù)試件骨架曲線采用能量等效法確定，如圖9所示。過荷載-位移骨架曲線上的荷載最大點(圖中的“U”點)，作平行于Δ軸的直線；過坐標原點作與骨架曲線和以上直線相交的直線，交點分別為“B”和“C”，使“OAB”和“BCU”的面積相等。過C點作Δ軸的垂線，交骨架曲線為“Y”，則Y點對應的位移為屈服位移，對應的荷載為屈服荷載。圖10給出了3個試件的骨架曲線對比圖，表2給出了各個試件主要階段試驗結(jié)果，由圖10和表2可知：

(1) 試件CSPSW加載至35 mm結(jié)束，其位移延性系數(shù)為1.98，試件V-CSPSW和H-CSPSW可加載至45 mm，其位移延性系數(shù)分別為1.87和2.07。可見，橫向和豎向兩種拼裝方式中，豎向拼裝組合鋼板剪力墻的延性系數(shù)略有減小。

(2) 試件V-CSPSW和試件H-CSPSW的屈服荷載分別為786.2 kN和749.2 kN，試件CSPSW的屈服荷載為812.8 kN，三者的初始剛度分別為66.21 kN/mm，54.36 kN/mm和74.95 kN/mm，主要是由于混凝土板分塊布置，加載過程中內(nèi)藏鋼板在拼縫處產(chǎn)生屈曲變形使得其初始剛度有一定地降低?？梢?，分塊布置混凝土板降低了組合鋼板剪力墻的初始剛度和屈服荷載，相對于試件CSPSW，試件V-CSPSW和試件H-CSPSW的初始剛度分別降低了11.7%和27.5%。

(3) 試件V-CSPSW和試件H-CSPSW的峰值荷載分別為929.7 kN和859.1 kN，試件CSPSW的峰值荷載為935.1 kN，試件V-CSPSW的承載能力與試件CSPSW基本一致，而試件H-CSPSW承載能力降低了8.1%?？芍?，混凝土板分塊構(gòu)造可以一定程度地削弱組合鋼板剪力墻的極限承載力，且橫向拼裝方式組合鋼板剪力墻比豎向拼裝方式組合鋼板剪力墻的承載能力降低更為明顯。

圖9 能量等效法Fig.9 Equivalent elasto-plastic energy method

圖10 試件骨架曲線Fig.10 Skeleton curves of specimens

試件編號加載方向屈服點Py/kNΔy/mm峰值荷載點Pm/kNΔm/mm極限點Pu/kNΔu/mm位移延性系數(shù)μCSPSW推(+)868.216.9993.930844.834.32.03拉(-)757.416.5876.325744.932.11.94平均812.816.7935.127.5794.833.21.98V-CSPSW推(+)840.223.1978.340831.644.71.93拉(-)732.123.5881.040748.942.41.80平均786.223.3929.740790.243.61.87H-CSPSW推(+)800.719.8902.740767.344.22.24拉(-)697.723.4815.440693.144.91.92平均749.221.6859.140730.244.62.07

3.2 耗能能力

構(gòu)件的耗能能力可反映其在地震荷載作用下吸收和消耗能量的能力，試件的能量耗散能力應以荷載-變形滯回曲線所包圍的面積即所耗能量來衡量，其量化指標可用等效黏滯阻尼系數(shù)ζeq來衡量，其計算公式為

(1)

式中：S(ABC+ADC)為圖11中滯回曲線包圍的面積；S(OBE+ODF)為圖11中相應三角形OBE和ODF的總面積，相當于彈性應變能。

圖11 等效黏滯阻尼系數(shù)計算方法Fig.11 Calculative method of equivalent viscous damping coefficient

表3給出了各試件在每個加載位移下第一次循環(huán)的耗能情況，由于CSPSW試件加載至35 mm即加載結(jié)束，故所計算的累積耗能均為3個試件加載至35 mm(即層間位移角為0.025)時的單循環(huán)累積耗能。根據(jù)表3的數(shù)據(jù)，繪制了等效黏滯阻尼系數(shù)與加載位移的關(guān)系曲線，如圖12所示。由圖12和表3可知：

(1) 試件V-CSPSW和試件H-CSPSW的單循環(huán)累積耗能分別為128 026 kN·mm和100 987 kN·mm，試件CSPSW的單循環(huán)累計耗能為135 004 kN·mm，與試件CSPSW相比，試件V-CSPSW和試件H-CSPSW的單循環(huán)累計耗能分別降低了5.2%和25.2%，試件V-CSPSW的耗能能力是試件H-CSPSW的1.3倍，可見，分塊布置混凝土板，會降低組合鋼板剪力墻的耗能能力，兩種拼裝方式中，豎向拼裝組合鋼板剪力墻比橫向拼裝組合鋼板剪力墻具有更優(yōu)越的耗能能力。

(2) 試件CSPSW的等效黏滯阻尼系數(shù)隨著位移增大而逐漸增加，當位移加載至20 mm時，等效黏滯阻尼系數(shù)增加的幅度有所變緩，主要是由于混凝土板角部區(qū)域出現(xiàn)了拉裂，內(nèi)藏鋼板開始出現(xiàn)撕裂破壞，相應地，其耗能能力有所降低。

(3) 試件V-CSPSW和試件H-CSPSW的等效黏滯阻尼系數(shù)隨著加載位移增大呈現(xiàn)先逐漸增加然后回落至一定值再緩慢上升的趨勢，當位移加載至25 mm時，等效黏滯阻尼系數(shù)增加的幅度有所降低，主要是由于內(nèi)藏鋼板開始出現(xiàn)拉裂破壞，耗能能力有所降低，當位移加載至35 mm時，等效黏滯阻尼系數(shù)緩慢上升，主要是由于試件加載位移較大時，內(nèi)藏鋼板塑性變形嚴重，且此時周邊框架梁柱逐漸進入塑性狀態(tài)，產(chǎn)生能量耗散使試件的耗能能力逐漸增強。同時可以看出，試件V-CSPSW的最大等效黏滯阻尼系數(shù)為21.9%，而試件H-CSPSW的最大等效黏滯阻尼系數(shù)為18.3%，在整個加載過程中，試件V-CSPSW的等效黏滯阻尼系數(shù)比試件H-CSPSW高，說明豎向拼裝組合鋼板剪力墻比橫向拼裝組合鋼板剪力墻具有更好的耗能效果。

表3 試件的耗能能力

3.3 剛度退化

根據(jù)建筑抗震試驗方法規(guī)程: JGJ 101—1996，試件剛度變化特性可采用割線剛度來表示

(2)

式中：Fi為各級加載循環(huán)最大荷載；Δi為各級加載循環(huán)最大位移。

計算試件在各級加載循環(huán)下的割線剛度Keq，試件剛度退化曲線，如圖12所示。由圖12可知，整個加載過程中，各個試件的剛度退化較為穩(wěn)定，未出現(xiàn)剛度的突然下降，說明組合鋼板剪力墻具有穩(wěn)定的抗側(cè)能力。同時可以看出，試件CSPSW的剛度比V-CSPSW和H-CSPSW試件剛度更高，可見，分塊布置混凝土板，內(nèi)藏鋼板會在拼接縫區(qū)域出現(xiàn)屈曲變形，削弱了組合鋼板剪力墻的抗側(cè)剛度。試件H-CSPSW加載至10 mm后，剛度退化明顯加劇，主要是由于內(nèi)藏鋼板在預制板間橫向拼縫處產(chǎn)生較多的屈曲變形， 降低了其抗側(cè)剛

圖12 試件等效黏滯阻尼系數(shù)Fig.12 The equivalent viscous damping coefficients

度。試件V-CSPSW初始剛度為66.21 kN/mm，破壞時剛度為16.08 kN/mm，剛度損失75.7%，試件剛度退化嚴重。加載至10 mm后，V-CSPSW和H-CSPSW試件剛度退化率接近，其中試件V-CSPSW的剛度退化相對緩慢(見圖13)。可見，兩種拼裝方式中，豎向拼裝組合鋼板剪力墻具有較為穩(wěn)定的剛度，可為結(jié)構(gòu)提供穩(wěn)定的抗側(cè)能力。

圖13 各試件剛度退化Fig.13 Stiffness degradation of specimens

4 結(jié) 論

(1) 多塊混凝土板拼裝的組合鋼板剪力墻具有良好的抗震性能，混凝土板分塊布置會一定程度地降低其抗側(cè)剛度和耗能能力，但可以減少內(nèi)藏鋼板對邊緣框架柱產(chǎn)生附加彎矩的不利影響。同時，將單塊改為多塊混凝土板進行組合拼裝，其施工吊裝更為簡便。

(2) 豎向拼裝組合鋼板剪力墻在與頂梁翼緣相連的內(nèi)藏鋼板出現(xiàn)拉裂破壞，最終呈彎剪破壞形式，破壞過程緩慢，屬于延性破壞。橫向拼裝組合鋼板剪力墻在預制板間橫向拼縫處撕裂破壞，且上部橫向拼縫比下部拼縫撕裂更嚴重，呈現(xiàn)較為明顯的剪切型破壞特征。

(3) 橫向和豎向兩種拼裝方式中，豎向拼裝組合鋼板剪力墻延性系數(shù)略小，但其他抗震性能指標如耗能能力、承載能力、剛度等均更為優(yōu)越。