田建勃，王夢(mèng)夢(mèng)，張俊發(fā)，申丹丹，劉云賀，史慶軒

(1.西安理工大學(xué) 省部共建西北旱區(qū)生態(tài)水利國(guó)家重點(diǎn)實(shí)驗(yàn)室，陜西 西安 710048；2.西安理工大學(xué) 土木建筑工程學(xué)院，陜西 西安 710048；3.西安建筑科技大學(xué) 土木工程學(xué)院，陜西 西安 710055)

連梁是剪力墻結(jié)構(gòu)中重要的耗能構(gòu)件，是高層結(jié)構(gòu)體系抗震的第一道防線[1]。在高層中應(yīng)用的連梁跨高比一般較小，在地震作用下容易發(fā)生脆性剪切破壞，因此增加連梁的延性對(duì)提高強(qiáng)震作用下高層建筑體系的抗震性能十分重要。為改善小跨高比連梁的抗震性能，國(guó)內(nèi)外學(xué)者先后提出采用不同配筋[2–4]，設(shè)置通縫[5–6]，以及采用型鋼[7]、鋼桁架[8]、內(nèi)置鋼板[9]等的設(shè)計(jì)方法。其中，將連梁開(kāi)縫設(shè)計(jì)成雙連梁型式能較好地改善連梁的耗能能力，但開(kāi)縫導(dǎo)致連梁的內(nèi)力遭到損傷，影響結(jié)構(gòu)的整體剛度。

研究發(fā)現(xiàn)，鋼板–混凝土組合（PRC）連梁具有較高的受剪承載力和耗能能力，且構(gòu)造簡(jiǎn)單、施工方便，是一種綜合性能更優(yōu)的連梁形式[10]。從20世紀(jì)90年代Subedi等[11]首次提出將鋼板內(nèi)置到連梁中以來(lái)，國(guó)內(nèi)外學(xué)者對(duì)其進(jìn)行大量研究。之后，Lam[12]、張剛[13]、史慶軒[14]、侯煒[15]等對(duì)小跨高比鋼板–混凝土組合連梁進(jìn)行抗震試驗(yàn)研究，發(fā)現(xiàn)鋼板–混凝土組合連梁具有較好的持荷能力和變形能力。但由于混凝土質(zhì)脆易開(kāi)裂，開(kāi)裂后混凝土使鋼板與混凝土的黏結(jié)力遭到破壞，兩者不能很好地發(fā)揮協(xié)同作用。

纖維增強(qiáng)混凝土是一種高韌性、高耗能的綠色環(huán)保新型材料。受壓應(yīng)變是普通混凝土的2～3倍[16]。受拉狀態(tài)下，由于內(nèi)部纖維的橋聯(lián)作用表現(xiàn)出較高的應(yīng)變硬化特性，極限拉伸應(yīng)變達(dá)到2%～6%[17]。徐世烺等[18]最先將其引入中國(guó)，并采用改良的直接拉伸裝置對(duì)纖維增強(qiáng)混凝土進(jìn)行單軸拉伸試驗(yàn)。國(guó)內(nèi)學(xué)者梁興文[19]、楊忠[20]、鄧明科[21]及國(guó)外學(xué)者Shin[22]、Canbolat[23]等對(duì)加入纖維增強(qiáng)混凝土的連梁進(jìn)行研究，結(jié)果均表明纖維增強(qiáng)混凝土可提高連梁延性和耗能能力，在最終破壞形態(tài)中使連梁保持較好的完整性，有利于鋼板與混凝土充分發(fā)揮作用。

為了提高小跨高比鋼筋混凝土連梁的抗震性能，作者提出新型鋼板–纖維增強(qiáng)混凝土組合雙連梁。此連梁是在鋼筋混凝土雙連梁的基礎(chǔ)上通過(guò)內(nèi)嵌鋼板，采用纖維增強(qiáng)混凝土代替普通混凝土的一種新型連梁型式。并對(duì)普通混凝土雙連梁、內(nèi)置鋼板–混凝土組合雙連梁和鋼板–纖維增強(qiáng)混凝土組合雙連梁試件進(jìn)行了抗震性能試驗(yàn)，為新型組合雙連梁的設(shè)計(jì)提供了理論依據(jù)。

1 試驗(yàn)概況

1.1 試件設(shè)計(jì)

試驗(yàn)以聯(lián)肢剪力墻結(jié)構(gòu)中連梁及與之相連的墻肢為原型，試件均采用“工”形的試件型式，上、下約束端塊寬度為300 mm，約束端塊的配筋量相對(duì)較大，用來(lái)模擬剪力墻墻肢，使其具有足夠的約束和剛度，并防止端塊的變形過(guò)大，影響連梁的測(cè)試精度。試驗(yàn)設(shè)計(jì)并制作3個(gè)雙連梁試件，分別為普通混凝土雙連梁（DCB）、內(nèi)置鋼板–混凝土組合雙連梁（PDCB）和鋼板–纖維增強(qiáng)混凝土組合雙連梁（PDEB）試件。

各試件的主要設(shè)計(jì)參數(shù)如表1所示。

表1 試件主要參數(shù)Tab. 1 Main parameters of the specimens

雙連梁的跨度800 mm，截面寬度140 mm，開(kāi)縫50 mm，整體跨高比為1.6，單個(gè)梁的跨高比約為3.56。其中，試件DCB和PDCB的基體材料采用普通商品混凝土，試件PDEB采用纖維增強(qiáng)混凝土。連梁、端塊的保護(hù)層厚度分別為10和15 mm。各試件的幾何尺寸及相應(yīng)配筋如圖1所示。

圖1 試件幾何尺寸及配筋圖Fig. 1 Dimension and reinforcement of specimens

將鋼板兩端分別伸入墻肢內(nèi)350 mm，保證內(nèi)置鋼板與兩端連接的墻肢內(nèi)形成一個(gè)較穩(wěn)固的整體。為減小鋼板與混凝土之間滑移，在鋼板兩側(cè)焊接兩排8.8級(jí)Φ10 mm×45 mm@100的抗剪栓釘，并將錨固區(qū)（距離梁端外伸350 mm的區(qū)域）內(nèi)栓釘適當(dāng)加密，在此區(qū)域內(nèi)按Φ10 mm×45 mm@75布置，使鋼板與墻肢內(nèi)混凝土形成更為有效的錨固。梁墻交界處屬受力薄弱的節(jié)點(diǎn)區(qū)域，為避免梁墻交界處發(fā)生應(yīng)力不均勻現(xiàn)象，在節(jié)點(diǎn)處布置纖維增強(qiáng)混凝土過(guò)渡區(qū)域，將纖維增強(qiáng)混凝土沿連梁截面澆筑至墻肢內(nèi)鋼板端部。

表3 配合比Tab. 3 Mix proportion

1.2 材料力學(xué)特性

試驗(yàn)采用的纖維增強(qiáng)混凝土材料由聚乙烯醇（PVA）纖維和水泥基材料組成。其中，PVA纖維摻量為2%，其性能指標(biāo)如表2所示。水泥基材料由普通硅酸鹽水泥、精細(xì)砂、粉煤灰和礦物摻合料按照一定的比例摻和而成，配合比如表3所示。

為了測(cè)量纖維增強(qiáng)混凝土的抗壓強(qiáng)度，在試件澆筑當(dāng)天預(yù)留3組、共9個(gè)邊長(zhǎng)為100 mm的標(biāo)準(zhǔn)立方體試塊，同條件養(yǎng)護(hù)。試驗(yàn)前測(cè)得纖維增強(qiáng)混凝土立方體抗壓強(qiáng)度平均值為69.30 MPa，計(jì)算得到軸心抗壓強(qiáng)度平均值為55.44 MPa。C40普通商品混凝土在澆筑當(dāng)天預(yù)留了一定數(shù)量，邊長(zhǎng)150 mm的標(biāo)準(zhǔn)立方體試塊，與試件同條件養(yǎng)護(hù)。試驗(yàn)前測(cè)得混凝土立方體抗壓強(qiáng)度平均值為41.18 MPa，計(jì)算得軸心抗壓強(qiáng)度平均值為31.30 MPa。鋼筋和鋼板的力學(xué)性能指標(biāo)如表4所示。

表2 PVA纖維各項(xiàng)性能指標(biāo)Tab. 2 Performance indicators of PVA fibers

1.3 加載方案

試驗(yàn)采用建研式加載裝置，主要模擬試件在水平低周反復(fù)荷載作用下的抗震性能，水平荷載由1 000 kN的電液伺服作動(dòng)器提供，通過(guò)倒L鋼臂給試件進(jìn)行加載；為了使往復(fù)力加載至連梁反彎點(diǎn)處，將荷載作用線通過(guò)連梁的中心。試驗(yàn)加載簡(jiǎn)圖和實(shí)際加載裝置如圖2所示。

表4 鋼筋和鋼板的力學(xué)性能指標(biāo)Tab. 4 Material properties of reinforcement and plate

圖2 加載裝置Fig. 2 Test setup

為了避免試件上端塊在加載過(guò)程中發(fā)生轉(zhuǎn)動(dòng)，只允許發(fā)生水平和垂直方向的位移，在倒L鋼臂上方設(shè)置有平行四連桿，沿倒L鋼臂的兩側(cè)設(shè)置有水平支撐，通過(guò)倒L鋼臂上方的螺桿將上端塊與倒L鋼臂連接；為使下端塊固定不動(dòng)，將試件下端塊由左右壓梁壓住，并在地梁上沿下端塊邊緣插置螺栓。

試驗(yàn)加載制度采用荷載?位移混合控制，如圖3所示。試件彈性階段按照荷載控制進(jìn)行加載，試件DCB每級(jí)增加20 kN，試件PDCB和PDEB每級(jí)增加30 kN，每級(jí)循環(huán)一圈。當(dāng)試件荷載–位移曲線出現(xiàn)明顯轉(zhuǎn)折時(shí)，認(rèn)為試件屈服（試件屈服時(shí)荷載為Py，對(duì)應(yīng)的屈服位移為Δy）；試件屈服之后采用位移控制，按屈服位移的整倍數(shù)進(jìn)行加載，每級(jí)循環(huán)3次。另外，為了檢驗(yàn)內(nèi)嵌鋼板的持荷能力，荷載下降到峰值荷載的85%以后，繼續(xù)循環(huán)加載；連梁位移角達(dá)到約1/17，試件已不適于繼續(xù)承載時(shí)，結(jié)束加載。

圖3 加載制度示意圖Fig. 3 Loading system diagram

1.4 量測(cè)內(nèi)容

試驗(yàn)量測(cè)的主要內(nèi)容有：1）雙連梁上、下兩端塊的相對(duì)位移；2）雙連梁左、右梁內(nèi)的剪切變形；3）梁內(nèi)鋼筋、鋼板的應(yīng)變情況。水平荷載由作動(dòng)器內(nèi)部系統(tǒng)采集；連梁水平位移通過(guò)在連梁無(wú)約束端水平布置的位移傳感器（LVDT）采集；連梁兩端相對(duì)線位移Δ用連梁水平位移計(jì)A量測(cè)，將位移計(jì)A安裝在上端塊中部，固定于下端塊鋼架上，可忽略連梁底端滑移對(duì)測(cè)試結(jié)果的影響；雙連梁的剪切變形采用沿雙連梁?jiǎn)沃珜?duì)角線布置的可伸縮位移計(jì)B、C、D、E進(jìn)行量測(cè)。位移計(jì)的測(cè)試示意圖如圖4（a）所示。

箍筋的應(yīng)變片布置沿連梁的對(duì)角線方向，用字母G表示；縱筋的應(yīng)變片沿連梁跨度方向布置，用字母Z表示；鋼板的應(yīng)變片和應(yīng)變花主要布置在梁墻交界處、連梁跨度的1/2和1/4處，分別用字母P和PH表示。應(yīng)變片和應(yīng)變花的布置示意圖如圖4（b）、（c）所示。試件的荷載、位移和應(yīng)變片信號(hào)通過(guò)MTS控制系統(tǒng)和IMP數(shù)據(jù)采集系統(tǒng)自動(dòng)采集。

2 試驗(yàn)現(xiàn)象

2.1 加載破壞過(guò)程

為便于試驗(yàn)現(xiàn)象描述，規(guī)定推為加載正方向，拉為加載負(fù)方向；左梁肢為左梁，右梁肢為右梁。定義位移角θ為連梁無(wú)約束端水平位移與連梁凈跨的比值，θ=Δ/ln。各個(gè)試件在加載過(guò)程中的裂縫分布及破壞狀態(tài)如圖5、6所示。

圖4 量測(cè)點(diǎn)布置Fig. 4 Measuring points arrangement

試件DCB加載至+40 kN（θ=1/1 067）時(shí)，左梁的右上角出現(xiàn)首條水平裂縫；加載至+100 kN（θ=1/305）時(shí)，兩梁肢均出現(xiàn)大量較長(zhǎng)的斜裂縫，后期發(fā)展為最終導(dǎo)致破壞的主要裂縫；加載至–13.32 mm（θ=–1/60）時(shí)，左梁上部及東肢左下角混凝土開(kāi)始起酥，負(fù)向荷載達(dá)到峰值；加載至14.09 mm（θ=1/57）時(shí)，左、右梁肢下角部出現(xiàn)混凝土被壓碎的現(xiàn)象，左梁上部混凝土開(kāi)始鼓起，此時(shí)，正向到達(dá)峰值荷載，如圖5（a）所示；加載至21.5 mm（θ=1/37）時(shí)，左梁沿縱筋滑移的位置及右梁下部沿斜裂縫開(kāi)展的位置，大量混凝土開(kāi)裂剝落，此時(shí)試件的荷載已經(jīng)下降至峰值荷載的85%；加載至24 mm（θ=1/33）第3圈時(shí)，混凝土持續(xù)剝落，左梁由于縱筋粘結(jié)滑移導(dǎo)致的豎向裂縫呈現(xiàn)貫通趨勢(shì)。左、右梁下部混凝土開(kāi)始向梁外側(cè)鼓脹，試件承載力急劇下降，最終破壞形態(tài)如圖6（a）所示。

試件PDCB加載至+60 kN（θ=1/714）時(shí)，試件首次開(kāi)裂，開(kāi)裂后的裂縫均為水平裂縫。隨著荷載的不斷增加，在連梁角部的不斷開(kāi)展新的水平裂縫。加載到–300 kN（θ=–1/96）時(shí)，左梁下部梁墻交界處水平裂縫貫通，左、右梁肢裂縫寬度開(kāi)始明顯加寬，此時(shí)荷載–位移曲線不再以線性趨勢(shì)增長(zhǎng)，試件將要達(dá)到屈服。加載至13.96 mm（θ=1/57）時(shí)，右梁下邊緣角部及左梁左下角混凝土開(kāi)始起酥，沿鋼板邊緣的劈裂裂縫不斷延長(zhǎng)，正方向到達(dá)峰值荷載，如圖5（b）所示。加載至32 mm（θ=1/25）第1圈時(shí)，左梁左右沿鋼板兩側(cè)的裂縫貫通，加載過(guò)程中伴隨有大面積混凝土剝落。加載至23 mm（θ=1/35）第3圈時(shí)，右梁腹部偏左混凝土大塊脫落，縱筋、箍筋可見(jiàn)。此時(shí)，右梁上部偏左位置的豎向斜裂縫裂出較大縫隙，如圖6（b）所示。

圖6 各試件加載結(jié)束時(shí)的破壞形態(tài)Fig. 6 Failure modes of specimens at the end of test

試件PDEB加載至+60 kN（θ=1/672）時(shí)，左、右梁肢在右上角處首次開(kāi)裂。此后，隨著荷載的不斷增加，左、右梁肢上不斷有短小、細(xì)密的裂縫出現(xiàn)。加載至+300 kN（θ=1/88）第1圈時(shí)，左梁上部梁墻交界處水平裂縫貫通，左、右連梁上部有多條斜裂縫延伸，荷載位移曲線增長(zhǎng)速度變緩，試件將要屈服。加載至12 mm（θ=1/66）第1圈結(jié)束后，左、右梁肢左下角混凝土開(kāi)始起酥，連梁上部梁墻交界處水平裂縫明顯加寬，最大裂縫寬度達(dá)到0.25 mm；右梁背面下部的梁墻交界處水平貫通，下部梁端形成塑性鉸。加載至18.10 mm（θ=1/44）時(shí)，正向荷載到達(dá)峰值荷載，如圖5（c）所示；加載至第2圈時(shí)，右梁上部梁墻交界處的水平裂縫完全貫通，背部下梁端部沿梁墻交界處的水平裂縫掀開(kāi)。加載至–27 mm（θ=–1/29）第2圈時(shí)右梁沿梁墻交界處的水平裂縫明顯變寬，細(xì)小裂縫不斷產(chǎn)生，并在加載過(guò)程中伴隨有纖維拉斷的撕裂聲音。加載至30 mm（θ=1/26）第1圈時(shí)，左梁左上角混凝土開(kāi)始鼓起，裂縫寬度進(jìn)一步加寬，梁端水平的裂縫寬度已達(dá)到5.1 mm，梁內(nèi)裂縫寬度達(dá)到4.9 mm左右。加載至–36 mm（θ=–1/22）第1圈時(shí)，最大水平裂縫寬度已達(dá)到7 mm左右，試件承載力已經(jīng)下降至峰值荷載的85%。加載至45 mm（θ=1/17）時(shí)，試件承載力已經(jīng)下降68%，梁墻交界處裂縫已完全掀開(kāi)，最終破壞形態(tài)如圖6（c）所示。

2.2 破壞特征分析

1）試件DCB最終發(fā)生剪切破壞。右梁的最終破壞明顯由連梁腹部剪切斜裂縫向底部延伸、變寬，混凝土大面積剝落導(dǎo)致而成；由于雙連梁?jiǎn)沃绺弑容^大，縱筋出現(xiàn)滑移使得剪切斜裂縫與滑移裂縫貫通，沿滑移裂縫趨勢(shì)破壞。

2）從最終的破壞形態(tài)上來(lái)看，試件PDCB屬于彎剪破壞，由于試件內(nèi)部布置的鋼板可以發(fā)揮抵抗剪力的作用，使得試件PDCB的峰值荷載相對(duì)試件DCB提高了將近1.56倍，表明鋼板的加入會(huì)使得雙連梁的承載力得到很大的提高。

3）試件PDEB最終發(fā)生延性的彎曲破壞。由于纖維增強(qiáng)混凝土具有良好的延性和耐損傷能力，使得試件PDEB的裂縫主要以細(xì)小的密集裂縫開(kāi)展。后期隨著位移不斷增加，加載的過(guò)程中伴隨有纖維撕裂的聲音；連梁角部混凝土雖有一定的鼓起，但由于纖維增強(qiáng)混凝土中纖維的橋聯(lián)作用，混凝土并未剝落，依舊與鋼材保持著較好的黏結(jié)狀態(tài)。試件達(dá)到峰值后，承載力并未急劇下降。試件PDEB峰值荷載與試件PDCB相差不大，但相比試件PDCB到達(dá)屈服、破壞較晚一些，可見(jiàn)纖維增強(qiáng)混凝土的使用可以減小連梁的破壞速度，從而達(dá)到延緩連梁破壞的效果。

為了進(jìn)一步觀察試件內(nèi)部鋼板的破壞情況。在試驗(yàn)結(jié)束后，將試件連梁部分鑿開(kāi)，去除混凝土得到如圖7所示的鋼板破壞情況。鋼板屈曲均在梁墻交界處，試件PDCB屈曲情況較為嚴(yán)重，主要是由于普通混凝土后期開(kāi)裂嚴(yán)重，承載力主要靠鋼板承擔(dān)。

圖7 各試件鋼板破壞形態(tài)Fig. 7 Failure modes of steel plates

3 試驗(yàn)結(jié)果及其分析

3.1 滯回曲線

試件DCB、PDCB、PDEB的荷載?位移曲線如圖8所示。

圖8 各試件的滯回曲線Fig. 8 Hysteretic loops of specimens

從圖8可以看出：在未達(dá)到屈服時(shí)，試件處于彈性變化階段，滯回曲線呈線狀分布，滯回環(huán)面積非常小，每一圈加載結(jié)束后基本回到零點(diǎn)位置；隨著荷載的增加，試件到達(dá)屈服階段，滯回曲線不再回歸零點(diǎn)，開(kāi)始出現(xiàn)殘余變形。由于混凝土、鋼材在不斷往復(fù)運(yùn)動(dòng)中有所損傷，故在每級(jí)循環(huán)中，后兩圈的強(qiáng)度有所衰減。在往復(fù)加載過(guò)程中，裂縫不斷開(kāi)展，滯回環(huán)面積開(kāi)始增加；峰值荷載之后，滯回環(huán)斜率隨著荷載的不斷增加逐漸降低，剛度開(kāi)始下降。對(duì)比分析圖8中各試件的滯回曲線可得以下結(jié)論：

1）試件DCB在到達(dá)峰值荷載之后，滯回曲線斜率迅速降低，剛度退化較快。曲線整體呈現(xiàn)明顯捏縮現(xiàn)象，耗能能力較差，由于雙連梁開(kāi)縫，剛度受到削弱，承載力尤其的低。

2）試件PDCB的承載力比試件DCB的承載力有較大幅度的提高，主要由于鋼板剛度大，具有一定的持荷能力。試件PDCB到達(dá)峰值荷載后，滯回環(huán)開(kāi)始出現(xiàn)一定的捏縮現(xiàn)象，主要是由于混凝土開(kāi)裂較嚴(yán)重，不再具備繼續(xù)承載的能力，承載力轉(zhuǎn)為由鋼板承擔(dān)，從而導(dǎo)致峰值過(guò)后試件PDCB的承載力下降速度較快。另外，對(duì)比試件PDCB和試件DCB的破壞點(diǎn)，發(fā)現(xiàn)鋼板–混凝土組合雙連梁的極限位移角有所增加，表明鋼板的加入使得雙連梁的破壞得到一定的延緩。

3）試件PDEB到達(dá)屈服階段后，滯回曲線的斜率隨著荷載的不斷增加逐漸緩慢下降，剛度下降的趨勢(shì)都要小于前兩個(gè)試件。由于試件基體材料中纖維的橋聯(lián)作用及鋼板具有一定的持荷能力，使得試件在到達(dá)極限承載力后，承載力下降速度尤其緩慢。這表明加入纖維增強(qiáng)混凝土后的雙連梁，較大程度上改善了滯回環(huán)的捏縮現(xiàn)象，承載力雖與試件PDCB相比提高不多，但延性、耗能能力得到較大程度的提高。

3.2 骨架曲線

表5為各個(gè)試件開(kāi)裂點(diǎn)、屈服點(diǎn)、峰值點(diǎn)和破壞點(diǎn)（峰值荷載下降85%時(shí)）正、負(fù)方向的荷載值、位移值及破壞點(diǎn)處的位移延性系數(shù)。試件DCB、PDCB、PDEB的骨架曲線如圖9所示。

表5 骨架曲線特征點(diǎn)試驗(yàn)結(jié)果Tab. 5 Test results of the skeleton curves characteristic points

圖9 骨架曲線對(duì)比Fig. 9 Comparison of skeleton curves

由圖9（a）可以發(fā)現(xiàn)，彈性階段內(nèi)，試件PDCB初始斜率明顯高于試件DCB，表明鋼板的加入使得雙連梁的初始剛度得到一定的提高。試件屈服后，帶鋼板的雙連梁以快于無(wú)鋼板雙連梁的速度上升到峰值荷載。在峰值荷載過(guò)后，試件PDCB的骨架曲線下降相比于試件DCB較為陡峭，主要由于混凝土大量開(kāi)裂導(dǎo)致其基本退出工作，內(nèi)力轉(zhuǎn)為鋼板承擔(dān)，使得試件PDCB的承載力急劇下降。這表明：一方面，鋼板的加入較大程度地改善了雙連梁的承載力，使得其避免發(fā)生脆性的彎曲破壞；另一方面，由于承載力較大，到達(dá)峰值荷載時(shí)，混凝土開(kāi)裂較嚴(yán)重，承載力衰減要比普通混凝土雙連梁大。

由圖9（b）可以看出，在試件未屈服前的骨架曲線上升趨勢(shì)基本一致，表明在彈性階段采用不同基體材料對(duì)組合雙連梁基本沒(méi)有太大影響。試件屈服后，正向骨架曲線基本一致。由于試件PDEB中的纖維也具有一定抗剪承載能力，使得其峰值荷載相較與試件PDCB提高了將近7.5%；但負(fù)向的峰值荷載下降了2%左右，分析原因?yàn)檫B梁正向受力之后，試件內(nèi)部纖維、鋼筋發(fā)生了較大程度的損傷，導(dǎo)致負(fù)向的承載力比正向要低。試件PDEB由于內(nèi)部纖維的作用使得極限位移角較試件PDCB增加了1.4倍，受拉時(shí)也多以細(xì)密裂縫的形式開(kāi)展。峰值過(guò)后，試件PDEB相較試件PDCB以極其緩慢的速度下降，屈服、峰值及破壞點(diǎn)的位移也都大于普通混凝土組合雙連梁試件，表明改變基體材料后的雙連梁變形能力得到了很大的提高。

3.3 剛度退化

剛度退化曲線是由每級(jí)循環(huán)下第1圈最大位移對(duì)應(yīng)的荷載與最大位移的比值繪制而成。本文剛度計(jì)算方法用式（1）表示：

式中，Ki為第i級(jí)第1循環(huán)時(shí)的試件剛度值，Δi、Vi分別為第i級(jí)第1循環(huán)時(shí)最大位移和最大位移對(duì)應(yīng)的荷載值。

所有試件的剛度退化曲線如圖10所示。由圖10可得：在試件未開(kāi)裂之前，試件內(nèi)混凝土可以較好地工作，剛度都相對(duì)較大；隨著位移的增大，混凝土開(kāi)始開(kāi)裂破壞，剛度開(kāi)始以較大幅度下降。加載的中后期，剛度退化速度開(kāi)始減緩，主要因?yàn)殇摻?、鋼板基本屈服，混凝土裂縫開(kāi)始變寬，不再大范圍的延伸、開(kāi)展。

圖10 剛度退化曲線Fig. 10 Stiffness degradation curves

圖10（a）為鋼板–混凝土組合雙連梁與無(wú)鋼板混凝土雙連梁的剛度退化對(duì)比。由圖10（a）可以看出，試件PDCB的初始剛度略大于試件DCB，說(shuō)明鋼板的加入可以提高雙連梁的初始剛度。由于試件PDCB中的鋼板具有一定的承載力，在加載過(guò)程中，剛度退化率始終小于試件DCB。這是因?yàn)殇摪寰哂休^好的塑性承載能力，使得雙連梁剛度的衰減得到一定的延緩。

圖10（b）為改變基體材料的雙連梁與普通混凝土雙連梁的剛度退化對(duì)比。從圖10（b）可以看出，試件PDEB的初始剛度小于試件PDCB的初始剛度。這是因?yàn)槔w維增強(qiáng)混凝土的彈性模量小于普通混凝土，但隨著荷載的增加，混凝土開(kāi)裂，兩者的剛度相差不大。普通混凝土較脆，易開(kāi)裂，纖維增強(qiáng)混凝土具有較好的抗拉應(yīng)變硬化特性，裂縫的開(kāi)展得到了一定的抑制，并多以細(xì)密裂縫的形式出現(xiàn)，故采用纖維增強(qiáng)混凝土的雙連梁剛度退化較為緩慢。

3.4 耗能能力

耗能能力是指構(gòu)件在地震作用下對(duì)地震能量的吸收、耗散能力，是檢驗(yàn)結(jié)構(gòu)是否具有良好抗震能力的首要標(biāo)準(zhǔn)。

圖11為試件DCB、PDCB及PDEB的單圈耗能。由圖11（a）可見(jiàn)：屈服以前兩者的耗能能力相差不大；屈服以后，試件PDCB的耗能能力遠(yuǎn)遠(yuǎn)大于試件DCB，表明內(nèi)置鋼板對(duì)雙連梁的耗能能力影響較大。由圖11（b）可見(jiàn)：前期兩者的耗能相差不大，上升趨勢(shì)基本一致，直到試件PDCB即將到達(dá)破壞點(diǎn)時(shí)，兩者曲線開(kāi)始分叉；試件PDEB直到最后試件破壞，單圈耗能面積依舊呈上升趨勢(shì)，表明采用纖維增強(qiáng)混凝土可以提高鋼板–混凝土組合雙連梁后期的單圈耗能能力。

圖11 單圈耗能對(duì)比Fig. 11 Comparison of energy dissipation in one cycle

表6為各試件特征點(diǎn)的累積耗能。由表6可見(jiàn)，試件PDEB的累積耗能能力有很大程度的提高。其中，在破壞點(diǎn)處，試件PDEB的累積耗能約為試件DCB的5.26倍，約為試件PDCB的2.2倍。由于鋼板的加入使得雙連梁的強(qiáng)度得到很大提高，承載力提高的同時(shí)使得達(dá)到破壞點(diǎn)處的位移增大，累積耗能能力有所提高；此外，纖維的加入使得雙連梁的耐損傷能力得到提高，進(jìn)一步延遲了試件到達(dá)破壞點(diǎn)，從而使得破壞點(diǎn)處累積耗能能力進(jìn)一步提高。

表6 各試件特征點(diǎn)累積耗能Tab. 6 Accumulated energy disipation of specimens at characteristic points

圖12 各試件等效黏滯阻尼系數(shù)Fig. 12 Equivalent viscous damping coefficient of specimens

4 結(jié) 論

1）由各試件低周反復(fù)加載試驗(yàn)最終的破壞形態(tài)可知：除了普通混凝土雙連梁發(fā)生剪切破壞外，其余兩個(gè)試件均未發(fā)生脆性剪切破壞；滯回環(huán)的捏縮現(xiàn)象得到一定改善；3個(gè)試件在破壞點(diǎn)的延性系數(shù)平均值都大于3，屬于中等延性。表明雙連梁具有較好的延性和耗能能力，有利于在強(qiáng)震作用時(shí)耗散大量地震能量，進(jìn)而延緩墻肢破壞。

2）鋼板的加入使雙連梁由剪切破壞轉(zhuǎn)變?yōu)閺澕羝茐?。相較與普通混凝土雙連梁，鋼板–混凝土組合雙連梁的初始剛度和延性沒(méi)有太大的變化，耗能能力與峰值承載力均得到大幅度改善，其中峰值承載力約提高56.27%；雙連梁滯回環(huán)飽滿，鋼板–混凝土組合雙連梁的捏縮現(xiàn)象得到一定的改善，具有更好的耗能能力，但由于普通混凝土質(zhì)脆易開(kāi)裂，鋼板與混凝土不能更好的發(fā)揮協(xié)同作用，導(dǎo)致后期鋼板屈服后承載力迅速下降。

3）在內(nèi)嵌鋼板的基礎(chǔ)上，將鋼板–混凝土組合雙連梁內(nèi)部的基體材料替換成纖維增強(qiáng)混凝土，會(huì)進(jìn)一步提高雙連梁的變形能力和耗能能力。與普通鋼筋混凝土雙連梁對(duì)比：峰值承載力和最大位移分別提高了68.00%和57.34%，累積耗能提高了將近5.26倍；正負(fù)方向位移延性系數(shù)的平均值提高15.60%。峰值過(guò)后，承載力下降相較于普通混凝土鋼板雙連梁尤為緩慢；后期剛度退化較緩于普通混凝土鋼板雙連梁，從而保證雙連梁在地震作用下有較高的安全儲(chǔ)備能力。