龐 瑞 王 璐 劉宇豪 王怡曉 丁書蘇

(河南工業(yè)大學(xué)土木工程學(xué)院，鄭州 450001)

0 引 言

隨著我國(guó)城鎮(zhèn)化進(jìn)程的持續(xù)推進(jìn)，高層和超高層建筑得到了長(zhǎng)足的發(fā)展。鋼筋混凝土剪力墻具有剛度大、承載力高，抵抗風(fēng)荷載及中小級(jí)別地震效果好等優(yōu)點(diǎn)，在高層建筑中廣泛應(yīng)用。隨著建筑高度的增加，剪力墻底部?jī)?nèi)力較大，造成剪力墻的厚度增加，有效使用面積減小，同時(shí)，普通鋼筋混凝土剪力墻延性較差，易發(fā)生脆性破壞，罕遇地震下震損嚴(yán)重，抗震性能較差[1]。

為改善鋼筋混凝土剪力墻的延性，提高其抗震性能，近年來國(guó)內(nèi)外學(xué)者提出了包括鋼骨混凝土剪力墻[2-5]、單鋼板混凝土剪力墻[6-11]以及雙鋼板混凝土剪力墻[12-16]在內(nèi)的多種形式的鋼-混凝土組合剪力墻。鋼骨混凝土剪力墻通過在鋼筋混凝土剪力墻內(nèi)布置型鋼或鋼管的形式改善剪力墻的抗震性能，針對(duì)各種截面形式的鋼骨混凝土剪力墻的抗震性能研究表明，內(nèi)嵌型鋼或鋼管可有效提高剪力墻的承載能力與變形能力，同時(shí)，隨混凝土強(qiáng)度的提高剪力墻的剛度和承載能力增大[2-5]。單鋼板混凝土剪力墻主要結(jié)構(gòu)形式為于普通鋼筋混凝土剪力墻腹板位置內(nèi)嵌鋼板，并通過抗剪螺栓或栓釘?shù)仁逛摪迮c混凝土協(xié)同工作，通過對(duì)該類剪力墻的抗震性能試驗(yàn)研究表明，墻體內(nèi)部設(shè)置鋼板制約了墻體斜裂縫的發(fā)展，顯著提高剪力墻的承載能力和耗能能力，同時(shí)有效改善剪力墻的剪切變形能力[6-11]。雙鋼板混凝土剪力墻主要結(jié)構(gòu)形式為兩側(cè)鋼板內(nèi)填混凝土后設(shè)置不同形式的連接件使兩種材料協(xié)同工作，同時(shí)剪力墻截面端部設(shè)置型鋼、鋼管等不同形式的邊緣約束構(gòu)件，研究表明混凝土可抑制鋼板屈曲，適當(dāng)減小連接件的間距可提高剪力墻的延性性能和耗能能力[12-16]。

為改善鋼骨混凝土剪力墻、單鋼板混凝土施工復(fù)雜以及雙鋼板混凝土鋼板外露造成的防腐、防火成本高等問題，課題組提出了裝配式鋼-混凝土組合管(簡(jiǎn)稱SRCT)剪力墻結(jié)構(gòu)體系，其典型的墻體截面形式如圖1a所示。SRCT剪力墻由工廠制作的預(yù)制鋼-混凝土組合管和施工現(xiàn)場(chǎng)澆筑的內(nèi)膛混凝土兩部分組成，預(yù)制鋼-混凝土組合管包括U型鋼、雙鋼板、拉結(jié)筋、栓釘以及外皮混凝土組成，其截面形式如圖1b所示。

b—SRCT剪力墻典型截面; b—預(yù)制鋼-混凝土組合管截面。

施工現(xiàn)場(chǎng)裝配時(shí)，將預(yù)制鋼-混凝土組合管通過豎向與水平向的連接節(jié)點(diǎn)采用干式連接的方法進(jìn)行裝配。各墻體間通過墻底與墻頂?shù)姆ㄌm焊接或螺栓連接(本文采用焊接)；墻體與基礎(chǔ)通過與鋼板及U型鋼內(nèi)側(cè)設(shè)置墊板、外側(cè)設(shè)置靴套板并與基礎(chǔ)埋件焊接連接，連接節(jié)點(diǎn)構(gòu)造如圖2所示。通過水平及豎向連接裝配完成后，現(xiàn)場(chǎng)進(jìn)行內(nèi)膛混凝土的澆筑形成結(jié)構(gòu)整體，共同承擔(dān)水平及豎向作用。

圖2 SRCT剪力墻連接節(jié)點(diǎn)示意

SRCT剪力墻通過雙層鋼板、拉結(jié)筋及外皮混凝土的約束作用，可提高管內(nèi)混凝土的抗壓強(qiáng)度及變形能力；同時(shí)外皮混凝土和內(nèi)膛混凝土可有效抑制鋼板的面外屈曲，從而提高剪力墻的承載能力；與混凝土結(jié)構(gòu)相比，施工現(xiàn)場(chǎng)采用干式連接方法，連接質(zhì)量便于檢測(cè)，可大幅提高裝配率。且預(yù)制鋼-混凝土組合管為中空構(gòu)件，質(zhì)量較輕，便于運(yùn)輸和現(xiàn)場(chǎng)安裝；與鋼結(jié)構(gòu)相比，設(shè)置的外皮混凝土提高了剪力墻的耐火和耐腐蝕性能，可降低防護(hù)成本。

1 試驗(yàn)概況

1.1 試件設(shè)計(jì)

試驗(yàn)共設(shè)計(jì)了4個(gè)足尺矩形截面SRCT剪力墻試件，通過改變鋼板厚度t和拉結(jié)筋間距d，分析該試驗(yàn)參數(shù)的變化對(duì)SRCT剪力墻抗震性能的影響，試驗(yàn)主要參數(shù)見表1。其中，試件SRCTW3、SRCTW4及SRCTW5分別為拉結(jié)筋間距200 mm，鋼板厚度3，4，5 mm的剪力墻試件；試件SRCTW5*為拉結(jié)筋間距250 mm、鋼板厚度5 mm的剪力墻試件。各試件立面幾何尺寸一致，墻高為3 000 mm，墻截面高度為1 686 mm、墻肢厚度為200 mm，軸壓比均為0.2，剪跨比為1.65。各試件的構(gòu)造及幾何尺寸見圖3。

表1 試驗(yàn)主要參數(shù)

a—SRCT剪力墻試件立面；b—SRCT剪力墻試件橫截面構(gòu)造；c—SRCT剪力墻試件縱截面構(gòu)造。

1.2 材性試驗(yàn)

試件的混凝土設(shè)計(jì)強(qiáng)度等級(jí)為C35，實(shí)測(cè)強(qiáng)度及彈性模量詳見表2。鋼筋及鋼板的力學(xué)性能見表3。

表2 混凝土力學(xué)性能

表3 鋼材的力學(xué)性能

1.3 加載裝置及加載制度

試件豎向通過壓梁、地錨螺栓錨固于試驗(yàn)剛性臺(tái)座，試件頂部通過拉桿和端板與水平作動(dòng)器加載端相連。墻體頂部設(shè)置剛性分配梁，將千斤頂?shù)妮S壓力均勻分配到墻體。豎向千斤頂可以通過小滑車隨試件頂部側(cè)移而移動(dòng)，試驗(yàn)裝置如圖4所示。

圖4 試驗(yàn)加載裝置

試驗(yàn)加載時(shí)，首先通過豎向千斤頂施加軸向荷載至目標(biāo)荷載后保持軸向荷載恒定，隨后通過MTS液壓伺服加載系統(tǒng)施加水平往復(fù)荷載，具體加載制度如圖5所示。試件在屈服前按力控制分級(jí)加載，每級(jí)級(jí)差為50 kN，臨近屈服時(shí)級(jí)差改為25 kN，每級(jí)循環(huán)1次；試件屈服后，采用位移控制逐級(jí)加載，按屈服位移的整數(shù)倍循環(huán)加載，每級(jí)循環(huán)3次，直至試件破壞或荷載下降至峰值荷載的85%以下，試驗(yàn)結(jié)束。

圖5 試驗(yàn)加載制度

1.4 測(cè)點(diǎn)布置及量測(cè)方案

試驗(yàn)過程中量測(cè)內(nèi)容包括：水平及軸向荷載、位移、關(guān)鍵位置的應(yīng)變及相對(duì)變形。位移測(cè)點(diǎn)如圖6所示。加載梁中心設(shè)置位移計(jì)H-1；沿墻高設(shè)置2個(gè)水平位移計(jì)(H-2、H-3)測(cè)量試件的水平位移、3個(gè)豎向位移計(jì)(V-1、V-2和V-3)測(cè)量試件的彎曲變形，在試件墻面設(shè)置1對(duì)交叉位移計(jì)(DG-1、DG-2)測(cè)量試件的剪切變形；在地梁上設(shè)置1個(gè)水平位移計(jì)和兩個(gè)豎向位移計(jì)(H-4和V-4、V-5)監(jiān)測(cè)地梁的水平滑動(dòng)和轉(zhuǎn)動(dòng)；在試件內(nèi)部鋼板、型鋼以及外部混凝土表面關(guān)鍵位置布置應(yīng)變片，以考察端部型鋼和中部鋼板的塑性發(fā)展。試驗(yàn)數(shù)據(jù)由IMP動(dòng)態(tài)數(shù)據(jù)采集系統(tǒng)采集，裂縫發(fā)展和試件破壞形態(tài)及過程由人工觀察并記錄。

圖6 測(cè)點(diǎn)布置

2 試驗(yàn)破壞形態(tài)

為方便描述試驗(yàn)現(xiàn)象，定義以作動(dòng)器向北(N)推試件為正向加載，向南(S)拉試件為負(fù)向加載，靠近作動(dòng)器一側(cè)為北側(cè)，遠(yuǎn)離作動(dòng)器一側(cè)為南側(cè)，墻體正面為西側(cè)。如圖7所示為試件SRCTW5的裂縫分布，試驗(yàn)過程中觀察到各試件的裂縫發(fā)展趨勢(shì)相似，可大致分為以下幾個(gè)階段：

1)彈性工作階段。各試件頂點(diǎn)水平荷載-位移關(guān)系曲線基本呈線性變化，鋼板與混凝土協(xié)同工作，試件無明顯開裂與破壞現(xiàn)象。

2)混凝土開裂階段。彈性工作階段后，各試件裂縫均表現(xiàn)為先出現(xiàn)水平裂縫，隨著位移的增大，裂縫沿約45°方向向墻體中部延伸，在反復(fù)水平荷載作用下，逐漸發(fā)展成為交叉斜裂縫，裂縫主要集中在距墻底1/3墻高范圍內(nèi)。

3)屈服階段。屈服階段為荷載-位移曲線彈性階段后至峰值荷載之前，各SRCT剪力墻試件剪切斜裂縫向墻體中上部發(fā)展，兩側(cè)相互交叉，邊緣構(gòu)件受壓區(qū)域出現(xiàn)豎向裂縫。

4)破壞階段。各試件達(dá)到峰值荷載之后，隨水平位移的增加，新出現(xiàn)的裂縫較少，原有的裂縫向墻體中心進(jìn)一步延伸，混凝土破壞加劇，試件剛度不斷降低；各試件水平荷載下降至85%后，墻體沒有新裂縫產(chǎn)生，墻角原有裂縫繼續(xù)發(fā)展裂縫不斷增大，端部100～200 mm見方范圍內(nèi)出現(xiàn)少許混凝土剝落。

試驗(yàn)結(jié)束后沿試件截面高度方向通長(zhǎng)鑿開外皮混凝土，觀察發(fā)現(xiàn)外皮混凝土與鋼板及U型鋼之間未出現(xiàn)滑移現(xiàn)象，黏結(jié)作用強(qiáng)，協(xié)同工作良好。觀察試件內(nèi)部破壞形態(tài)并將其分類如下：

A類。試件南北兩端墻體底部U型鋼發(fā)生斷裂，并斜向下朝墻體中部撕裂，裂縫局部位置鋼板向外鼓脹，拉結(jié)筋附近鋼板未屈曲。破壞形態(tài)如圖8a所示。

B類。試件底部U型鋼發(fā)生斷裂，U型鋼翼緣與鋼板連接焊縫開裂并向下延伸至墻體底部，鋼板與法蘭水平焊縫撕裂。破壞形態(tài)如圖8b所示。

C類。試件南北兩端底部U型鋼與法蘭焊縫開裂，裂縫向墻體中部發(fā)展，進(jìn)而導(dǎo)致鋼板與法蘭焊縫開裂。破壞形態(tài)如圖8c所示。

3 試驗(yàn)結(jié)果及分析

3.1 滯回曲線

圖9所示為各試件的頂點(diǎn)水平荷載-位移滯回曲線。加載初期，各試件的滯回曲線大致為一條直線，無殘余應(yīng)變，各試件處于彈性工作狀態(tài)，且彈性階段位移角遠(yuǎn)大于《建筑抗震設(shè)計(jì)規(guī)范》[17]中規(guī)定的彈性層間位移角限值1/1 000；各試件在達(dá)到峰值荷載之前，滯回曲線為弓形，滯回環(huán)較為飽滿，有輕微“捏縮效應(yīng)”[18]；達(dá)到峰值荷載之后，隨著混凝土開裂，試件剛度開始下降，卸載后的殘余變形逐漸增大；隨荷載增大，同級(jí)加載的三個(gè)循環(huán)過程中，承載力略有衰減。

a—試件SRCTW3；b—試件SRCTW4；c—試件SRCTW5；d—試件SRCTW5*。

3.2 骨架曲線

圖10為各試件頂點(diǎn)水平荷載-位移骨架曲線，更加直觀地反映了各參數(shù)對(duì)剪力墻抗震性能的影響。各試件骨架曲線均為S形，表明試件的受力過程可分為彈性、彈塑性和破壞三個(gè)階段。分析可知：彈性階段各試件初始剛度相差較小，骨架曲線基本重合，進(jìn)入塑性階段后剛度出現(xiàn)不同程度的退化；各SRCT剪力墻試件的承載力與破壞形態(tài)密切相關(guān)：A類破壞形態(tài)的試件SRCTW3的承載力最高，B類破壞形態(tài)的試件SRCTW4次之，C類破壞形態(tài)的試件SRCTW5的承載力最低；層間位移角達(dá)到1/1 000時(shí)，所有試件均處于彈性階段，滿足多遇地震作用下的抗震設(shè)防要求；當(dāng)層間位移角達(dá)到1/120時(shí)，所有試件處于彈塑性階段，均處于骨架曲線的上升階段，滿足罕遇地震作用下的抗震設(shè)防要求；SRCT剪力墻試件在峰值荷載后承載力下降不夠平緩，表明端部U型鋼是結(jié)構(gòu)承載能力的主要貢獻(xiàn)者，拉斷后承載力衰減較快，建議應(yīng)用中沿U型鋼角部采用附加鋼筋等形式進(jìn)行補(bǔ)強(qiáng)，以提高結(jié)構(gòu)在罕遇地震下的承載能力與抗震性能。

圖10 試件頂點(diǎn)水平荷載-位移骨架曲線

3.3 位移延性系數(shù)

位移延性系數(shù)μ為有效破壞位移Δd與屈服位移Δy之比[18]，即μ=Δd/Δy，其中屈服位移Δy為名義屈服點(diǎn)所對(duì)應(yīng)的頂點(diǎn)水平位移，有效破環(huán)位移Δd為試件水平荷載下降至峰值荷載的85%時(shí)的頂點(diǎn)水平位移。各試件位移延性系數(shù)及位移角如表4、表5所示，表5中位移角取正向加載和反向加載的平均值。

表4 屈服狀態(tài)、極限狀態(tài)、破壞狀態(tài)對(duì)應(yīng)的荷載和位移

表5 主要階段位移角

由表可知：1)各試件的位移延性系數(shù)在2.38～3.34之間，除試件SRCTW5*外，其余各試件的位移延性系數(shù)均大于2.91，表明各剪力墻試件均具有良好的延性，試件屈服后仍有較好的變形能力。2)試件在屈服荷載和峰值荷載下的層間位移角均大于GB 50011—2010規(guī)范中多遇地震和罕遇地震時(shí)的層間位移角限制(1/1 000和1/120)時(shí)，滿足抗震設(shè)防要求；3)試件的延性表現(xiàn)出A類破壞的試件SRCTW3最高，C類破壞的試件SRCTW5最低的規(guī)律；4)拉結(jié)筋間距250 mm的試件SRCTW5*位移延性系數(shù)略小，表明隨拉結(jié)筋間距的增大，拉結(jié)筋對(duì)鋼板及內(nèi)膛混凝土的約束作用有所降低，致使SRCT剪力墻的延性略有減小。

3.4 剛度退化

本文采用環(huán)線剛度分析各試件剛度退化規(guī)律。環(huán)線剛度為同一位移加載幅值下多次加載循環(huán)的荷載平均值與位移平均值的比值。環(huán)線剛度越大，降低率越小，結(jié)構(gòu)耗能能力越好。

各試件剛度隨位移加載幅值變化的關(guān)系曲線如圖11所示，可以看出：各試件在加載過程中剛度退化均勻、持續(xù)，A、B類破壞類型的試件SRCTW3、SRCTW4剛度大于C類破壞的試件SRCTW5、SRCTW5*，且剛度退化較慢；試件SRCTW5、SRCTW5*的剛度退化曲線基本重合，表明在拉結(jié)筋間距200～250 mm范圍內(nèi)，SRCT剪力墻剛度退化受其影響較小。

圖11 試件剛度退化曲線

3.5 耗能能力

圖12為各試件的每級(jí)循環(huán)累積滯回耗能Ed，由圖可知：1)A類和B類破壞形態(tài)的試件耗能能力大于C類，在大震下可具有較好的耗能能力，可提高結(jié)構(gòu)在罕遇地震下的安全性；2)試件SRCTW5的累積耗能大于試件SRCTW5*，表明在拉結(jié)筋間距200～250 mm范圍內(nèi)，適當(dāng)減小拉結(jié)筋間距，可提高拉結(jié)筋拉結(jié)筋對(duì)鋼板及內(nèi)膛混凝土的約束作用，減緩鋼板的屈曲變形，有效提高結(jié)構(gòu)的耗能能力。

圖12 試件累積滯回耗能曲線

4 結(jié) 論

1)試驗(yàn)加載過程中，SRCT剪力墻協(xié)同受力良好，未出現(xiàn)外皮混凝土、鋼板、內(nèi)膛混凝土三部分剝離現(xiàn)象，表明外皮混凝土+鋼管+內(nèi)膛混凝土+拉結(jié)筋相結(jié)合的結(jié)構(gòu)構(gòu)造形式能夠較好地實(shí)現(xiàn)協(xié)同受力，組合受力作用明顯。

2)SRCT剪力墻試件共發(fā)生以下三種類型的破壞形態(tài)：U型鋼斷裂后裂縫沿沿?cái)嗫谖恢锰幤痄摪逍毕蛩毫巡⒂诹芽p位置局部鼓曲(A類)；U型鋼斷裂后裂縫沿U型鋼翼緣與鋼板連接位置豎向焊縫開裂，進(jìn)而導(dǎo)致試件底部鋼板與法蘭連接的水平焊縫開裂(B類)；試件底部U型鋼及鋼板與法蘭連接水平焊縫開裂(C類)。其中A類破壞為理想的破壞形態(tài)，且隨鋼板厚度的增大，SRCT剪力墻的破壞形態(tài)由鋼板撕裂屈曲為主轉(zhuǎn)為焊縫破壞為主。

3)SRCT剪力墻試件的承載能力、剛度、延性及耗能能力均呈現(xiàn)出A類破壞的試件最強(qiáng)，C類破壞的試件最弱的規(guī)律。故預(yù)制構(gòu)件生產(chǎn)制作時(shí)需保證薄鋼板與型鋼連接的焊接質(zhì)量，避免焊接破壞發(fā)生。

4)焊縫破壞發(fā)生前，SRCT剪力墻的承載能力與剛度隨拉結(jié)筋間距的減小而增大；拉結(jié)筋間距200～250 mm范圍內(nèi)，SRCT剪力墻剛度退化受其影響較小，延性及耗能能力隨拉結(jié)筋間距的增大略有降低。

5)SRCT剪力墻具有良好的抗側(cè)剛度、承載能力、延性和耗能能力，是一種抗震性能良好的新型剪力墻形式。鋼板厚度、拉結(jié)筋間距、試件破壞形態(tài)等因素對(duì)SRCT剪力墻的抗震性能均具有不同程度的影響，通過合理的設(shè)計(jì)與有效的構(gòu)造措施可使SRCT剪力墻結(jié)構(gòu)的抗震性能優(yōu)勢(shì)充得到分發(fā)揮。