內(nèi)置開(kāi)孔鋼板-鋼筋混凝土組合剪力墻抗震性能試驗(yàn)研究

摘要： 為研究?jī)?nèi)置開(kāi)孔鋼板-鋼筋混凝土組合剪力墻抗震性能，以邊界條件和平面外屈曲約束條件為參數(shù)，設(shè)計(jì)制作2片開(kāi)孔鋼板剪力墻和1片內(nèi)置開(kāi)孔鋼板-鋼筋混凝土組合剪力墻試件，并進(jìn)行擬靜力試驗(yàn)。根據(jù)試驗(yàn)現(xiàn)象和實(shí)測(cè)數(shù)據(jù)，對(duì)比分析剪力墻的滯回性能、抗側(cè)剛度退化規(guī)律及耗能能力。分析結(jié)果顯示：內(nèi)置開(kāi)孔鋼板-鋼筋混凝土組合剪力墻實(shí)現(xiàn)了兩階段設(shè)計(jì)理念，即“小震時(shí)由內(nèi)置鋼板與外包混凝土共同抗側(cè)，大震時(shí)外包混凝土壓潰耗能且為鋼板提供面外約束”，抗側(cè)剛度高、耗能能力強(qiáng)，具有較好的抗震性能;通過(guò)鋼板開(kāi)孔的方式避免屈曲導(dǎo)致的局部折曲撕裂;四邊連接開(kāi)孔鋼板試件整體性更好，拉力帶發(fā)展更充分;內(nèi)置開(kāi)孔鋼板-鋼筋混凝土組合剪力墻的極限承載力和抗側(cè)剛度均顯著高于開(kāi)孔鋼板剪力墻，且到達(dá)極限承載力時(shí)，對(duì)應(yīng)的層間側(cè)移已超過(guò)框架剪力墻結(jié)構(gòu)彈塑性位移角限值1.0%；而側(cè)移達(dá)到4.0%時(shí)，承載力和對(duì)應(yīng)抗側(cè)剛度與純開(kāi)孔鋼板剪力墻趨于一致;內(nèi)置開(kāi)孔鋼板-鋼筋混凝土組合剪力墻的黏滯阻尼系數(shù)明顯大于開(kāi)孔鋼板剪力墻，耗能能力更強(qiáng);組合剪力墻承載能力約為開(kāi)孔鋼板墻和鋼筋混凝土墻的承載能力之和；組合后墻體延性不及開(kāi)孔鋼板剪力墻，但因外包混凝土板的約束，內(nèi)部鋼板仍能繼續(xù)承載并發(fā)揮耗能作用。

關(guān)鍵詞： 開(kāi)孔鋼板剪力墻; 開(kāi)孔鋼板-鋼筋混凝土組合剪力墻; 抗震性能; 試驗(yàn)研究

中圖分類號(hào)： TU398""""" 文獻(xiàn)標(biāo)志碼：A"" 文章編號(hào)： 1000-0844（2025）02-0331-11

DOI：10.20000/j.1000-0844.20230725004

Experimental research on the seismic performance of embedded

perforated steel plate-reinforced concrete composite shear walls

XIA Zhiyuan， LI Yiran， FANG Youzhen， YAO Gangfeng， CAI Yimin， XU Dong

（School of Civil Engineering， Suzhou University of Science and Technology， Suzhou 215011， Jiangsu， China）

Abstract：

The seismic behaviors of embedded perforated steel plate-reinforced concrete composite shear walls （EPSP-RCCSWs） are investigated in this study. In particular， two perforated steel plate shear walls and one EPSP-RCCSW were designed and fabricated based on the boundary condition and out-of-plane buckling constraint， after which the quasi-static test was carried out on these specimens. Then， the hysteretic behavior， lateral stiffness degradation， and energy dissipation capacity of shear walls were compared and analyzed through the experimental phenomena and data. The analysis results reveal that the EPSP-RCCSW realizes the two-stage design concept， which states that the embedded steel plate and the encased concrete provide lateral stiffness together under small earthquakes， and the encased concrete collapses to consume energy while providing out-of-plane restraint for the steel plate under large earthquakes. Furthermore， the reinforced concrete composite shear wall has high lateral stiffness， strong energy dissipation capacity， and good seismic performance. The force transmission mechanism of the tension band can be adjusted artificially， and the local bending and tearing caused by the buckling of nonperforated steel plates can be avoided by weakening the perforation of the steel plate. The results also indicate that the perforated steel plate specimen connected on four sides has better integrity and more sufficient tension band development. Moreover， the ultimate bearing capacity and lateral stiffness of the EPSP-RCCSW are significantly higher than those of perforated steel plate shear walls. The corresponding story drift also exceeds the limit of the elastic-plastic drift ratio of frame shear-wall structure （1.0%） with ultimate bearing capacity. Meanwhile， the bearing capacity and lateral stiffness tend to be the same as those of the perforated steel plate shear wall when the drift displacement reaches 4.0%. The viscous damping coefficient and energy dissipation capacity of the EPSP-RCCSW are significantly higher than those of the perforated steel plate shear wall. Moreover， the bearing capacity of the composite shear wall is approximately the sum of the bearing capacities of the perforated steel plate and the reinforced concrete walls. While the ductility of the composite wall is not as good as that of the perforated steel plate shear wall， the internal steel plate continues to bear the load and dissipate energy due to the constraint of the encased concrete plate.

Keywords：

perforated steel plate shear wall; perforated steel plate-reinforced concrete composite shear wall; seismic performance; experimental research

0 引言

剪力墻作為高層建筑重要的抗側(cè)力構(gòu)件，確保了高層建筑在地震作用下，具有“小震不壞”和“大震不倒”的品質(zhì)。剪力墻的發(fā)展歷程從普通的混凝土剪力墻、鋼板剪力墻、鋼-混組合剪力墻、防屈曲約束剪力墻直至各類采用新結(jié)構(gòu)、新材料的剪力墻^［1］。其中，鋼-混組合剪力墻和防屈曲約束剪力墻因抗側(cè)剛度高、耗能能力好、延性強(qiáng)、抗震性能優(yōu)越、施工便捷、成本可控，在高層建筑工程中得到廣泛應(yīng)用^［1-2］。

鋼-混組合剪力墻一般由內(nèi)置鋼板和外包混凝土通過(guò)栓釘連接或外包鋼板內(nèi)填混凝土組合而成^［3］。在組合剪力墻受力過(guò)程中，混凝土壓力場(chǎng)一般先于鋼板拉應(yīng)力場(chǎng)出現(xiàn)，且鋼板拉應(yīng)力場(chǎng)分布角度及區(qū)域因面外約束、邊界條件的不同而存在差異，導(dǎo)致組合墻體中拉、壓應(yīng)力場(chǎng)難以實(shí)現(xiàn)充分有效協(xié)同。同時(shí)，在大震作用下，外包混凝土組合墻體中，混凝土易開(kāi)裂脫落，外包鋼板的內(nèi)填混凝土組合剪力墻也會(huì)因內(nèi)填混凝土受壓膨脹致外包鋼板加速鼓曲，導(dǎo)致抗側(cè)剛度產(chǎn)生驟降，從而影響結(jié)構(gòu)的延性^［3-5］。防屈曲約束剪力墻的設(shè)計(jì)理念是通過(guò)外包混凝土板約束并防止內(nèi)置鋼板屈曲，增強(qiáng)剪力墻大震作用下耗能能力和延性，以防止鋼板突然的屈曲而破壞退出工作。但在小震作用下，由于混凝土板不參與工作，其抗側(cè)剛度略低于組合剪力墻^［6-9］。

為進(jìn)一步改進(jìn)剪力墻受力性能，本課題組提出內(nèi)置開(kāi)孔鋼板-鋼筋混凝土組合剪力墻（Embedded Perforated Steel Plate-Reinforced Concrete Composite Shear Wall，EPSP-RCCSW），如圖1所示。利用孔洞可控制內(nèi)置鋼板的拉應(yīng)力場(chǎng)分布的原理，提升鋼板拉力場(chǎng)與混凝土壓力場(chǎng)的協(xié)同性;外包混凝土通過(guò)穿孔的拉結(jié)筋與混凝土板鋼筋網(wǎng)連接，可增強(qiáng)拉結(jié)件與混凝土板的聯(lián)系，并改善外包混凝土板開(kāi)裂后的易脫落現(xiàn)象，以保證外包混凝土板對(duì)內(nèi)置鋼板的有效約束。以上改進(jìn)可最終達(dá)到兩階段設(shè)計(jì)目標(biāo)：在小震作用下，混凝土板與鋼板協(xié)同抗側(cè);在大震作用下，外包混凝土逐漸拉壓疏松耗能至完全脫落，拉結(jié)筋可長(zhǎng)時(shí)間維持外包混凝土板對(duì)內(nèi)置鋼板的防屈曲約束作用，提高構(gòu)件結(jié)構(gòu)的抗震性能。此外，該型組合墻因內(nèi)置鋼板開(kāi)有孔洞，可實(shí)現(xiàn)兩側(cè)外包纖維混凝土板一次性澆注成型，方便工廠化制作，降低施工難度，縮短施工周期。

鋼板開(kāi)孔最早源于工程結(jié)構(gòu)中管道或門窗的預(yù)留洞口。由于該類孔（洞）數(shù)量少、尺寸大，開(kāi)孔后鋼板抗剪承載力明顯下降，因此研究人員致力于孔（洞）位置、孔（洞）尺寸對(duì)鋼板的承載力影響的研究。郭小農(nóng)等^［10］開(kāi)展了雙鋼板組合剪力墻擬靜力試驗(yàn)，研究不開(kāi)洞和開(kāi)矩形門洞的組合剪力墻抗震性能，認(rèn)為開(kāi)門洞雖降低了剛度和承載力，但提高了耗能能力，并給出了洞口的位置、形狀、面積等參數(shù)剪力對(duì)墻抗震的影響規(guī)律，指出了簡(jiǎn)化的抗剪計(jì)算公式。王先鐵等^［11］對(duì)內(nèi)置開(kāi)設(shè)矩形門洞的薄鋼板剪力墻組合結(jié)構(gòu)框架抗震性能進(jìn)行了研究，結(jié)果表明，雖然組合結(jié)構(gòu)抗震性能良好，但其抗側(cè)剛度和承載能力受鋼板墻開(kāi)洞影響顯著，應(yīng)在洞口周邊布設(shè)加勁肋或降低鋼板墻高厚比。牟在根等^［12］對(duì)比研究了雙側(cè)開(kāi)洞-交叉槽鋼加勁鋼板剪力墻和單側(cè)開(kāi)洞-多道斜向槽鋼加勁鋼板剪力墻的抗震性能，認(rèn)為槽鋼加勁肋可有效限制內(nèi)填鋼板的屈曲變形，兩種形式的加勁鋼板剪力墻均具良好的抗震性能。Valizadeh等^［13］研究了圓孔尺寸和鋼板高厚比對(duì)中心開(kāi)圓洞型鋼板剪力墻的抗震性能影響，發(fā)現(xiàn)開(kāi)洞會(huì)降低剪力墻初始剛度，且影響程度隨開(kāi)洞率增加而增大；同時(shí)，大的開(kāi)洞會(huì)導(dǎo)致鋼板剪力墻耗能能力降低。Emamyari等^［14］分別對(duì)采用水平/垂直加勁肋或菱形加勁肋的中心圓孔鋼板剪力墻開(kāi)展了研究，認(rèn)為在高延性要求的結(jié)構(gòu)體系中，不宜采用菱形加勁肋。Zabihi等^［15］針對(duì)矩形雙開(kāi)洞剪力墻開(kāi)展了研究，分析了中間面板高度、寬度、厚度等參數(shù)對(duì)其破壞模式的影響。由此可知，開(kāi)洞位置及尺寸會(huì)削弱鋼板墻的抗側(cè)性能，當(dāng)開(kāi)設(shè)洞口較大時(shí)，必須輔以洞口加勁措施。

隨著研究的不斷深入，研究人員發(fā)現(xiàn)，適當(dāng)?shù)亻_(kāi)設(shè)孔洞可使鋼板局部提前進(jìn)入塑性耗能階段，以提高鋼板剪力墻的耗能能力。譚平等^［16］提出菱形孔鋼板剪力墻，推導(dǎo)了其蝶形帶的承載力及鋼板墻整體的初始彈性剛度公式，分析了蝶形帶參數(shù)對(duì)抗震性能的影響規(guī)律，發(fā)現(xiàn)菱形孔可使鋼板剪力墻的滯回曲線飽滿，等效黏滯阻尼增大。Vian等^［17］提出了開(kāi)多排多列圓孔的鋼板剪力墻，詳細(xì)分析了其應(yīng)力、應(yīng)變分布及延性、耗能能力等參數(shù)。De等^［18］研究了大開(kāi)孔率的鋼板剪力墻滯回性能，分析了鋼板削弱處的軟化、橫向扭轉(zhuǎn)等對(duì)其承載能力不利的影響因素，提出了相應(yīng)的抗剪承載力公式。Valizadeh等^［19］對(duì)沿周邊開(kāi)孔的鋼板剪力墻滯回性能開(kāi)展了試驗(yàn)研究和數(shù)值分析，認(rèn)為帶周邊孔的鋼板剪力墻表現(xiàn)出良好的延性和耗能能力，并提出合理的解析公式預(yù)測(cè)該型鋼板抗剪承載力。Kordzangeneh等^［20］分析了單個(gè)方形孔洞位置及尺寸對(duì)鋼板剪力墻抗側(cè)剛度、承載能力和延性的影響規(guī)律，發(fā)現(xiàn)開(kāi)方形孔的鋼板剪力墻破壞模式多為開(kāi)孔的角部位嚴(yán)重撕裂，抗剪承載力及抗側(cè)剛度降低，但耗能能力和延性較好。Zarrinkolaei等^［21］基于有限元方法，分別對(duì)圓形孔、水平橢圓孔和豎向橢圓孔的鋼板剪力墻應(yīng)力分布及力學(xué)性能進(jìn)行分析，結(jié)果表明，鋼板剪力墻抗剪承載力隨開(kāi)孔率增加而下降；開(kāi)孔率相同時(shí)，開(kāi)水平橢圓孔和圓形孔的鋼板剪力墻抗剪承載力較好。綜上所述，適當(dāng)?shù)亻_(kāi)設(shè)孔洞，雖使鋼板抗剪承載能力小幅下降，但可較好地提升鋼板墻的耗能能力，同時(shí)，上述研究還表明，孔洞的排布可控制內(nèi)置鋼板拉力場(chǎng)分布。

本文為研究?jī)?nèi)置開(kāi)孔鋼板-鋼筋混凝土組合剪力墻抗震性能，以邊界條件和平面外屈曲約束條件為調(diào)整參數(shù)，通過(guò)3片剪力墻縮尺試件的擬靜力試驗(yàn)，分析其滯回性能、承載能力、破壞模式、抗側(cè)剛度、耗能能力等抗震性能，以揭示內(nèi)置開(kāi)孔鋼板-鋼筋混凝土組合剪力墻抗震機(jī)理，為該結(jié)構(gòu)體系后續(xù)研究奠定一定基礎(chǔ)。

1 試驗(yàn)方案

1.1 試驗(yàn)設(shè)計(jì)

本試驗(yàn)參照高層建筑剪力墻常用截面尺寸，設(shè)計(jì)了3片縮尺為1∶3的剪力墻試件，分別為兩對(duì)邊連接開(kāi)孔鋼板剪力墻（PSPSW-1）、四邊連接開(kāi)孔鋼板剪力墻（PSPSW-2）、兩對(duì)邊連接內(nèi)置開(kāi)孔鋼板-鋼筋混凝土組合剪力墻（EPSP-RCCSW-1）。鋼板剪力墻與組合剪力墻中的內(nèi)置鋼板尺寸如圖2所示。墻體的高度和長(zhǎng)度分別為1 000 mm和1 400 mm，鋼板厚2 mm，中心區(qū)域開(kāi)設(shè)4行6列直徑為80 mm的圓形孔洞，孔洞形心間水平和豎直方向間距均為100 mm;組合剪力墻墻厚102 mm，兩側(cè)混凝土板厚50 mm，采用構(gòu)造配筋，鋼筋直徑為10 mm，沿長(zhǎng)邊間距200 mm，沿短邊間距150 mm。為實(shí)現(xiàn)剪力墻與加載設(shè)備的連接，在鋼板四邊設(shè)置有T型連接件，其翼緣尺寸為120 mm（寬）×10 mm（厚），腹板尺寸為110 mm（高）×20 mm（厚），腹板中開(kāi)設(shè)螺栓孔洞，與加載裝置通過(guò)8.8級(jí)M24高強(qiáng)螺栓連接，螺栓孔間距為80 mm。鋼板采用Q235B，外包混凝土強(qiáng)度等級(jí)為C25，拉結(jié)鋼筋和鋼筋網(wǎng)均采用HRB400。Q235B鋼材和C25混凝土均各取3個(gè)材料試樣和試塊，試件的材性測(cè)試指標(biāo)如表1所列。

1.2 加載裝置與測(cè)點(diǎn)布置

采用擬靜力加載設(shè)備，通過(guò)平面鉸實(shí)現(xiàn)H型鋼柱與加載梁及地梁連接，以減小傾覆彎矩作用。電液伺服作動(dòng)器一端與加載梁用螺栓連接，另一端與反力墻連接，地梁通過(guò)地腳螺栓固定于實(shí)驗(yàn)室地面。加載梁、地梁與H型鋼立柱翼緣部分均焊有耳板，耳板與試件T型連接件腹板通過(guò)M24螺栓連接，以分別實(shí)現(xiàn)試件的兩對(duì)邊連接和四邊連接。作動(dòng)器最大作動(dòng)力1 000 kN，且僅考慮剪力墻的抗剪性能，未在豎向施加軸向壓力。試件加載裝置如圖3所示。

為實(shí)現(xiàn)研究目標(biāo)，試驗(yàn)測(cè)試內(nèi)容主要包括試件的水平位移和鋼板剪力墻關(guān)鍵點(diǎn)應(yīng)變。位移測(cè)量采用位移計(jì)1～6，其中位移計(jì)1和2用于測(cè)量地梁的水平位移，位移計(jì)3和4測(cè)量剪力墻底部位移，位移計(jì)5和6均測(cè)量剪力墻頂部位移，位移計(jì)7和8測(cè)量加載梁位移;應(yīng)變測(cè)量采用電阻應(yīng)變片，應(yīng)變片測(cè)點(diǎn)布置如圖2所示，共5個(gè)測(cè)點(diǎn)：S1～S5，每個(gè)測(cè)點(diǎn)均為3向應(yīng)變。

1.3 加載制度

試驗(yàn)全程采用位移控制加載，且在正式加載之前需對(duì)試件進(jìn)行預(yù)加載，以檢查各測(cè)點(diǎn)儀表和各向試驗(yàn)工作的正常與否。在正式加載階段，分別按照整體側(cè)移的0.375%、0.5%、0.75%進(jìn)行循環(huán)，模擬6次小震；按照整體側(cè)移的1.0%循環(huán)4次，而后以每級(jí)增加0.5%，即1.5%、2.0%、2.5%、3.0%、3.5%、4.0%、4.5%進(jìn)行2次循環(huán)以模擬大震（表2）。當(dāng)試件破壞或水平荷載超過(guò)加載條件時(shí)停止加載。

2 試驗(yàn)現(xiàn)象及破壞模式

試件PSPSW-1為兩對(duì)邊連接開(kāi)孔鋼板剪力墻，第1級(jí)（0.375%）加載時(shí)，因側(cè)移較小，無(wú)明顯表觀現(xiàn)象;第2級(jí)（0.5%）加載時(shí)，沿鋼板對(duì)角線拉力場(chǎng)方向有輕微鼓曲;在第3級(jí)（0.75%）加載后，試件開(kāi)始出現(xiàn)沿鋼板對(duì)角線拉力場(chǎng)方向的輕微鼓曲;第 4級(jí)（1.0%）加載時(shí)，沿對(duì)角線和平行于對(duì)角線方向有明顯的兩個(gè)波峰;第11級(jí)（4.5%）加載時(shí)（圖4），鋼板拉力場(chǎng)發(fā)揮較為充分，沿對(duì)角線和平行于對(duì)角線方向存在多個(gè)波峰，加載水平荷載增速緩慢，且實(shí)測(cè)側(cè)移超過(guò)了大震框架為四邊連接開(kāi)孔鋼板剪力墻。第 5級(jí)（1.5%）加載結(jié)束后，墻板對(duì)角線附近出現(xiàn)明顯的兩個(gè)波峰;第10級(jí)（4.0%）加載時(shí)，鋼板拉力場(chǎng)發(fā)揮較為充分，沿平行對(duì)角線方向出現(xiàn)明顯的多個(gè)波峰，如圖4（c）。此時(shí)，達(dá)到水平荷層間側(cè)移上限值，則試驗(yàn)加載結(jié)束。試件PSPSW-2荷載峰值達(dá)到660 kN，且實(shí)測(cè)側(cè)移超過(guò)了大震框架層間側(cè)移上限值，因此試驗(yàn)加載結(jié)束。試件PSPSW-1和PSPSW-2由于開(kāi)孔的削弱作用，極大程度消除了鋼板受壓屈曲造成折曲撕裂現(xiàn)象［圖4（b）＼，（d）］，且四邊連接鋼板由于周邊均約束，導(dǎo)致鋼板拉力帶區(qū)域分布更均勻。

試件EPSP-RCCSW-1為兩對(duì)邊連接的內(nèi)置開(kāi)孔鋼板-鋼筋混凝土組合剪力墻。在前2級(jí)加載時(shí)，裂縫發(fā)展不明顯，當(dāng)加載至第3級(jí)（0.75%）時(shí)，出現(xiàn)了較明顯的角部裂縫;隨著荷載繼續(xù)增加，裂縫不斷開(kāi)展，在第5級(jí)（1.5%）加載時(shí)，沿混凝土板壓力場(chǎng)方向，出現(xiàn)明顯裂縫，且對(duì)角線上主裂縫已完全貫通;第6級(jí)（2.0%）加載時(shí)，角部混凝土因鋼板鼓曲嚴(yán)重而開(kāi)始脫落耗能，但整體仍對(duì)內(nèi)置開(kāi)孔鋼板具有良好的約束［圖4（e）］;直至第9級(jí)（3.5%）加載結(jié)束，混凝土沿著對(duì)角線和平行對(duì)角線方向的裂縫貫通，且有部分區(qū)域出現(xiàn)混凝土脫離剝落［圖4（f）］，但大部分區(qū)域外包混凝土仍存在對(duì)內(nèi)置鋼板的防屈曲作用。

3 試驗(yàn)結(jié)果分析

3.1 荷載-側(cè)移滯回曲線

為消除地梁、加載梁等試件的滑移影響，荷載側(cè)移滯回曲線采用實(shí)測(cè)層間側(cè)移與試件高度的比值作為橫坐標(biāo)。各試件荷載-側(cè)移滯回曲線如圖5所示。

試驗(yàn)第1級(jí)（0.375%）加載時(shí)，試件PSPSW-2承載力為：118.60 kN（推0.18%）/79.28 kN（拉0.15%）;試件PSPSW-1承載力為70.00 kN（推0.27%）/88.00 kN（拉0.23%），且卸載后均由于鋼板與梯形拼接板件的螺栓滑移出現(xiàn)一定的殘余變形。試件PSPSW-2形變量為 0.01%（推）/0.10%（拉），試件PSPSW-1為0.15%（推）/0.08%（拉）;當(dāng)加載至第3級(jí)（0.75%）時(shí)，試件PSPSW-2承載力為222.10 kN（推0.50%）/216.07 kN（拉0.44%）;試件PSPSW-1承載力為136.35 kN（推0.71%）/127.71 kN（拉0.74%）;當(dāng)加載至第4級(jí)（1.0%）時(shí)，試件PSPSW-2承載力為291.37 kN（推0.70%）/270.77 kN（拉0.62%），試件PSPSW-1承載力166.38 kN（推1.02%）/158.72 kN（拉1.07%），且對(duì)應(yīng)實(shí)測(cè)側(cè)移達(dá)到了框架剪力墻和框架核心筒彈塑性層間位移角限值1.0%;隨后加載至第10級(jí)（4.0%）時(shí)，試件PSPSW-2承載力為660.67 kN（推3.96%）/605.26 kN（拉3.62%），試件PSPSW-1承載力為268.74 kN（推4.85%）/262.78 kN（拉4.86%）。根據(jù)以上數(shù)據(jù)，實(shí)測(cè)側(cè)移已遠(yuǎn)超大震框架結(jié)構(gòu)層間側(cè)移限值要求，而試件承載力仍存在增大趨勢(shì)，說(shuō)明鋼板剪力墻仍具有較好的抗側(cè)移能力，且四邊連接開(kāi)孔鋼板剪力墻較兩邊連接開(kāi)孔鋼板剪力墻的整體性更優(yōu)。

試件EPSP-RCCSW-1加載第1級(jí)（0.375%）時(shí)，其承載力為123.89 kN（推0.15%）/118.01 kN（拉0.09%），相對(duì)試件PSPSW-1承載力更大，且與試件PSPSW-2接近；內(nèi)置鋼板邊緣接板件的螺栓滑移導(dǎo)致其存在少量殘余變形［0.07%（推）/0.03%（拉）］;當(dāng)加載至第3級(jí)（0.75%）時(shí)，試件EPSP-RCCSW-1承載力為205.39 kN（推0.46%）/250.31 kN（拉0.36%），明顯高于試件PSPSW-1;當(dāng)加載至第4級(jí)（1.0%）時(shí)，試件EPSP-RCCSW-1承載力為273.29 kN（推0.65%）/323.13 kN（拉0.50%）;當(dāng)加載至第6級(jí)（2.0%），試件EPSP-RCCSW-1承載力為586.03 kN（推1.38%）/560.22 kN（拉1.41%）;繼續(xù)加載至第9級(jí)（3.5%）時(shí)，試件EPSP-RCCSW-1承載力330.03 kN（推3.93%）/285.40 kN（拉3.78%）。通過(guò)對(duì)比發(fā)現(xiàn)，內(nèi)置開(kāi)孔鋼板-鋼筋混凝土組合剪力墻在受到中小震作用后，抗側(cè)剛度顯著增大；在受到較大地震作用后，外包混凝土逐漸拉壓疏松脫落產(chǎn)生損傷耗能，剛度明顯下降。但抗側(cè)剛度與承載力仍不小于同樣連接的純開(kāi)孔鋼板剪力墻進(jìn)一步驗(yàn)證了內(nèi)置開(kāi)孔鋼板-鋼筋混凝土組合剪力墻結(jié)構(gòu)具有良好的抗震延性，抗震性能整體優(yōu)于純開(kāi)孔鋼板剪力墻。

3.2 骨架曲線

通過(guò)試驗(yàn)實(shí)測(cè)數(shù)據(jù)整體得到的各試件骨架曲線如圖6所示。試件PSPSW-1加載至第11級(jí)，承載力為270.82 kN（推）/260.37 kN（拉），其承載力仍存在緩慢上升的趨勢(shì)。由于其層間側(cè)移超過(guò)大震作用對(duì)應(yīng)的框架結(jié)構(gòu)層間側(cè)移限值，所以試驗(yàn)加載結(jié)束。試件PSPSW-2加載至第10級(jí)，其承載力達(dá)到607.40 kN（推）/605.26 kN（拉），且承載力仍呈現(xiàn)增長(zhǎng)趨勢(shì)。但其層間側(cè)移超過(guò)大震作用水平對(duì)應(yīng)的框架結(jié)構(gòu)層間側(cè)移極限值，且考慮到試驗(yàn)加載設(shè)備的安全性，所以試驗(yàn)加載結(jié)束。試件EPSP-RCCSW-1加載至586.03 kN（推1.38%）/560.22 kN（拉1.41%）達(dá)到峰值，最終加載至330.03 kN（推3.93%）/285.40 kN（拉3.78%）時(shí)退出加載。通過(guò)對(duì)比可知，四邊連接相對(duì)兩邊連接的開(kāi)孔鋼板剪力墻承載力高出124.28%，兩邊連接內(nèi)置開(kāi)孔鋼板-鋼筋混凝土組合剪力墻極限荷載相對(duì)純開(kāi)孔鋼板剪力墻高約116.39%;內(nèi)置開(kāi)孔鋼板-鋼筋混凝土組合剪力墻達(dá)到極限荷載對(duì)應(yīng)的實(shí)測(cè)側(cè)移為1.38%（推）/1.41%（拉），超過(guò)了框架剪力墻結(jié)構(gòu)彈塑性位移角限值1.0%;當(dāng)實(shí)測(cè)側(cè)移達(dá)到約4.0%，其承載力仍較純開(kāi)孔鋼板剪力墻高出約21.87%。

3.3 抗側(cè)剛度退化

試件的抗剪剛度以峰值抗側(cè)剛度Kpi表示，

Kpi=|P+i|+|P-i||Δ+i|+|Δ-i| （1）

式中：Δ+i和Δ-i分別表示各級(jí)加載正、反向峰值的最大側(cè)移；P+i和P-i分別為位移Δ+i和Δ-i對(duì)應(yīng)的承載力。

基于試驗(yàn)測(cè)試數(shù)據(jù)計(jì)算整理得到各試件的抗側(cè)剛度退化曲線如圖7所示。試件PSPSW-1、PSPSW-2和EPSP-RCCSW-1初始抗側(cè)剛度分別為31.54 kN/mm、66.13 kN/mm和101.98 kN/mm。相比兩邊連接開(kāi)孔鋼板剪力墻，四邊連接開(kāi)孔鋼板剪力墻初始剛度提高約109.67%，內(nèi)置開(kāi)孔鋼板-鋼筋混凝土組合剪力墻初始剛度提高約223.34%，表明內(nèi)置開(kāi)孔鋼板-鋼筋混凝土組合剪力墻在受到中小震作用時(shí)，具有更大的抗側(cè)剛度;試件PSPSW-1和試件PSPSW-2分別在第4級(jí)和第5級(jí)為15.59 kN/mm（1.04%）和0.52 kN/mm（1.16%）;試件PSPSW-1在加載至第9級(jí)時(shí)，當(dāng)實(shí)測(cè)側(cè)移達(dá)到4.18%后，抗側(cè)剛度為6.22 kN/mm，后下降趨勢(shì)趨于平緩；而試件PSPSW-2在加載至10級(jí)時(shí)的實(shí)測(cè)側(cè)移達(dá)到3.79%時(shí)，抗側(cè)剛度為16.68 kN/mm，隨后抗側(cè)剛度雖下降趨于減緩，但其抗側(cè)剛度相對(duì)試件PSPSW-1更高，延性更好。

試件EPSP-RCCSW-1在加載過(guò)程中，混凝土逐步損傷，剛度逐級(jí)退化。從第5級(jí)（實(shí)測(cè)側(cè)移0.92%）加載時(shí)，抗側(cè)剛度從51.32 kN/mm下降至第6級(jí)（實(shí)測(cè)側(cè)移1.39%）。加載下的抗側(cè)剛度為41.19 kN/mm，其原因在于角部混凝土壓潰。加載至第7級(jí)（實(shí)測(cè)側(cè)移2.21%）時(shí)，試件達(dá)到極限承載力對(duì)應(yīng)的抗側(cè)剛度為20.59 kN/mm，相對(duì)試件PSPSW-1（實(shí)測(cè)側(cè)移2.19%）對(duì)應(yīng)的抗側(cè)剛度10.17 kN/mm高出102.46%，表明外包混凝土仍存在較強(qiáng)組合效應(yīng)。試件EPSP-RCCSW-1在加載至第9級(jí)后，實(shí)測(cè)側(cè)移達(dá)到3.85%，外包混凝土局部出現(xiàn)拉壓酥松剝落，抗側(cè)剛度為7.98 kN/mm，相對(duì)試件PSPSW-1第8級(jí)加載（實(shí)測(cè)側(cè)移3.51%）的抗側(cè)剛度7.11 kN/mm仍高出12.24%，混凝土依然具有一定的組合貢獻(xiàn)。總體而言，在中小震作用時(shí)，試件EPSP-RCCSW-1在抗側(cè)剛度退化過(guò)程中保證了較大的抗側(cè)剛度；在大震作用下也不存在抗側(cè)剛度突然驟降的現(xiàn)象，整體表現(xiàn)優(yōu)于純開(kāi)孔鋼板剪力墻。

3.4 耗能能力

耗能能力以等效黏滯阻尼系數(shù)表示，黏滯阻尼系數(shù)按照公式：1/（2π）［S滯回曲線/（S正三角+S負(fù)三角）］計(jì)算。其中，S滯回曲線表示滯回環(huán)包圍的面積；S正三角表示原點(diǎn)、正向加載滯回環(huán)頂點(diǎn)及其橫坐標(biāo)投影點(diǎn)包圍的三角形面積；S負(fù)三角表示原點(diǎn)、反向加載滯回環(huán)頂點(diǎn)及其橫坐標(biāo)投影點(diǎn)包圍的三角形面積。依據(jù)試驗(yàn)測(cè)試數(shù)據(jù)計(jì)算得到的各試件黏滯阻尼系數(shù)曲線如圖8所示。

由圖8可知，在加載初期所有試件由于開(kāi)孔鋼板與連接板間螺栓連接存在摩擦滑移，黏滯阻尼系數(shù)均出現(xiàn)突變，其中試件PSPSW-2由于采用四邊連接，整體性更好，螺栓摩擦滑移明顯小于其他兩個(gè)試件，黏滯阻尼系數(shù)也相對(duì)最小。當(dāng)試件的實(shí)測(cè)側(cè)移達(dá)到約1.0%時(shí)，試件PSPSW-1、PSPSW-2和EPSP-RCCSW-1黏滯阻尼系數(shù)分別為0.16、0.17和0.11，表明內(nèi)置開(kāi)孔鋼板-鋼筋混凝土組合剪力墻混凝土壓力場(chǎng)提供較大貢獻(xiàn)，鋼板仍未發(fā)生明顯屈服耗能;當(dāng)試件的實(shí)測(cè)側(cè)移達(dá)到2.2%附近時(shí)，試件PSPSW-1、PSPSW-2和EPSP-RCCSW-1的黏滯阻尼系數(shù)分別為0.19、0.15和0.20，內(nèi)置開(kāi)孔鋼板-鋼筋混凝土組合剪力墻由于混凝土區(qū)域出現(xiàn)明顯的拉壓酥松脫落，鋼板區(qū)域出現(xiàn)明顯屈服耗能，其黏滯阻尼系數(shù)逐步增大并與開(kāi)孔鋼板剪力墻接近;當(dāng)側(cè)移達(dá)到4.0%附近時(shí)，試件PSPSW-1、PSPSW-2和EPSP-RCCSW-1的黏滯阻尼系數(shù)分別為0.14、0.13和0.19，即內(nèi)置開(kāi)孔鋼板-鋼筋混凝土組合剪力墻在大震作用下具有更優(yōu)的耗能能力。

3.5 剪應(yīng)變-荷載曲線

內(nèi)置開(kāi)孔鋼板-鋼筋混凝土組合剪力墻試件EPSP-RCCSW-1中，應(yīng)變片由于混凝土澆筑造成破壞。為此，本文僅選取純開(kāi)孔鋼板剪力墻兩個(gè)試件測(cè)點(diǎn)中的S1～S5為研究對(duì)象，繪制各級(jí)荷載與剪應(yīng)變的關(guān)系曲線，如圖9所示。兩個(gè)試件在加載前期，墻面基本表現(xiàn)為整體剪切，各測(cè)點(diǎn)剪應(yīng)變相差不大。隨著加載繼續(xù)，兩邊連接試件PSPSW-1相對(duì)四邊連接試件PSPSW-2周邊約束整體性較差，進(jìn)入拉力帶傳力較早;轉(zhuǎn)化為拉力帶傳力后，四邊連接試件PSPSW-2的拉力帶相對(duì)兩邊連接試件PSPSW-1發(fā)展更充分和均勻，這也與圖4（c）的試驗(yàn)現(xiàn)象吻合。

4 有限元對(duì)比分析

本小節(jié)采用ABAQUS有限元分析軟件對(duì)前述對(duì)邊連接開(kāi)孔鋼板剪力墻、內(nèi)置開(kāi)孔鋼板-鋼筋混凝土組合剪力墻開(kāi)展單調(diào)靜力加載模擬。通過(guò)對(duì)比數(shù)值與模擬的荷載位移曲線，判斷數(shù)值分析的合理性。同時(shí)，采用數(shù)值方法對(duì)比分析對(duì)邊連接的板厚100 mm的鋼筋混凝土墻（配筋同組合剪力墻）單調(diào)靜力加載力學(xué)性能。模擬中，考慮到梯形拼接板螺栓太多，故忽略板材拼接間的滑移效果，有限元模型如圖10所示。

圖11為PSPSW-1和EPSP-RCCSW-1的有限元模擬數(shù)值及試驗(yàn)荷載位移曲線。其中，試驗(yàn)（正向）表示試驗(yàn)中正向加載骨架曲線;試驗(yàn)（反向）表示試驗(yàn)中反向加載骨架曲線。從模擬結(jié)果可知，試件的荷載位移曲線總體趨勢(shì)一致，PSPSW-1最大側(cè)向數(shù)值為283 kN，是正、反向試驗(yàn)峰值平均值的1.066倍;EPSP-RCCSW-1最大側(cè)向承載力達(dá)到571 kN，是正、反向試驗(yàn)峰值平均值的0.996倍，峰值吻合較好。圖12所示為試件PSPSW-1和EPSP-RCCSW-1中鋼板和混凝土板的拉、壓應(yīng)力跡線，可反映構(gòu)件實(shí)際破壞模式。

圖13所示為內(nèi)置開(kāi)孔鋼板-鋼筋混凝土組合墻、鋼筋混凝土墻、開(kāi)孔鋼板墻的荷載位移曲線數(shù)值模擬結(jié)果對(duì)比。從圖中可知，組合墻的承載能力為571 kN，是后兩個(gè)墻體承載能力和的0.974倍;組合后，墻體承載能力較單一墻體顯著提升，約為兩者墻體承載能力之和;由于軟件過(guò)度考慮鋼材的強(qiáng)化，未模擬出明顯的下降段。這里僅對(duì)比了組合墻和鋼筋混凝土墻達(dá)到0.85倍極限荷載對(duì)應(yīng)的層間位移角，分別為2.03和0.80。從試驗(yàn)和模擬結(jié)果可知，組合后墻體的延性不及純鋼材質(zhì)的剪力墻，但由于外包混凝土板的存在，內(nèi)部鋼板仍能繼續(xù)承載并發(fā)揮耗能作用。

5 結(jié)論

本文通過(guò)2片開(kāi)孔鋼板剪力墻和1片內(nèi)置開(kāi)孔鋼板-鋼筋混凝土組合剪力墻的擬靜力試驗(yàn)與數(shù)值分析，得出以下結(jié)論：

（1） 內(nèi)置開(kāi)孔鋼板-鋼筋混凝土組合剪力墻在中小震作用時(shí)，保證了較大的抗側(cè)剛度;在大震作用時(shí)，也不存在抗側(cè)剛度突然驟降的現(xiàn)象，整體表現(xiàn)優(yōu)于純開(kāi)孔鋼板剪力墻，可實(shí)現(xiàn)兩階段設(shè)計(jì)理念。

（2） 鋼板合理開(kāi)孔可調(diào)整其拉力帶發(fā)展，實(shí)現(xiàn)與外包混凝土壓力場(chǎng)更好協(xié)同工作，且避免了非開(kāi)孔鋼板屈曲造成的局部折曲撕裂。四邊連接開(kāi)孔鋼板體現(xiàn)更優(yōu)的整體性，拉力帶發(fā)展更充分。

（3） 內(nèi)置開(kāi)孔鋼板-鋼筋混凝土組合剪力墻的極限承載力和抗側(cè)剛度均顯著高于開(kāi)孔鋼板剪力墻，且極限承載力對(duì)應(yīng)的層間側(cè)移已超過(guò)框架剪力墻結(jié)構(gòu)彈塑性位移角限值1.0%。側(cè)移達(dá)到4.0%時(shí)的承載力和相應(yīng)抗側(cè)剛度與純開(kāi)孔鋼板剪力墻趨于一致，但其黏滯阻尼系數(shù)明顯大于開(kāi)孔鋼板剪力墻，耗能能力更強(qiáng)。

（4） 數(shù)值分析表明，內(nèi)置開(kāi)孔鋼板-鋼筋混凝土組合剪力墻承載能力約為開(kāi)孔鋼板墻和鋼筋混凝土墻承載能力之和，組合后墻體的延性不及純鋼板剪力墻，但因外包混凝土板的約束，內(nèi)部鋼板仍能繼續(xù)發(fā)揮耗能作用。

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（本文編輯：任 棟）