考慮多塊混凝土板拼裝的組合鋼板剪力墻抗震性能試驗(yàn)研究

韓啟浩， 汪大洋， 張永山

(廣州大學(xué) 土木工程學(xué)院，廣州 510006)

組合鋼板剪力墻是一種常見(jiàn)的鋼板剪力墻，也是國(guó)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(guó)內(nèi)外大量試驗(yàn)研究表明，組合鋼板剪力墻具有水平承載能力高、耗能機(jī)理清晰、現(xiàn)場(chǎng)拼裝簡(jiǎn)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(guó)強(qiáng)等[5]完成了3個(gè)鋼板外包混凝土剪力墻和1個(gè)純鋼板剪力墻板試驗(yàn)，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(qiáng)度比鋼板剪力墻提高很多。Astaneh-Asl等[6-7]提出采用預(yù)制混凝土板的鋼板-混凝土組合剪力墻，根據(jù)預(yù)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(jìn)型”兩種模型，完成了2個(gè)三層組合剪力墻試驗(yàn)，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(jìn)型”試件嚴(yán)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(shí)可防止組合鋼板剪力墻對(duì)框架柱的不利影響，在跨內(nèi)靈活布置，方便門(mén)窗洞口的開(kāi)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(yàn)，結(jié)果表明，I形屈曲約束鋼板墻具有較好的力學(xué)性能，能夠較好地避免在支座處因應(yīng)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(yàn)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(yùn)輸易產(chǎn)生裂縫，現(xiàn)場(chǎng)施工吊裝困難、繁瑣，對(duì)運(yùn)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(yù)制混凝土板組合而成的一種抗側(cè)力構(gòu)件。設(shè)計(jì)了2個(gè)不同拼裝方式組合鋼板剪力墻試件和1個(gè)傳統(tǒng)組合鋼板剪力墻試件，進(jìn)行擬靜力試驗(yàn)，通過(guò)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(yàn)概況

1.1 試件設(shè)計(jì)與制作

為了使組合鋼板剪力墻的吊裝運(yùn)輸及現(xiàn)場(chǎng)拼裝更為簡(jiǎn)單，分別在內(nèi)藏鋼板兩側(cè)外掛3塊預(yù)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(yàn)按照1/3縮尺比設(shè)計(jì)了3個(gè)組合鋼板剪力墻試件，分別為：用于對(duì)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(jí)，厚度均取2 mm。鋼板周邊框架梁柱均采用Q345B級(jí)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(guò)M10普通螺栓將預(yù)制混凝土板外掛于內(nèi)藏鋼板兩側(cè)。螺栓間距取文獻(xiàn)[15]中的臨界值，沿板長(zhǎng)和寬方向均為200 mm?；炷涟搴穸染鶠?0 mm，布置雙向雙層鋼筋，Φ4@80，混凝土保護(hù)層厚度7 mm。為防止各預(yù)制板間在加載過(guò)程中接觸壓裂，在各預(yù)制板間和與周邊構(gòu)件連接部位預(yù)留拼縫，分別在預(yù)制板與邊緣框架間及各預(yù)制板間預(yù)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(jìn)行搭接焊接，搭接長(zhǎng)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(xué)性能

預(yù)制混凝土板的混凝土設(shè)計(jì)等級(jí)為C40，在澆筑混凝土板的同時(shí)，制作了3個(gè)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(hù)，測(cè)得混凝土立方體抗壓強(qiáng)度平均值為43.2 MPa。

根據(jù)金屬材料拉伸試驗(yàn) 第1部分：室溫試驗(yàn)方法：GB/T 228.1—2010[16]、鋼及鋼產(chǎn)品力學(xué)性能試驗(yàn)取樣位置及試樣制備：GB/T 2975-1998[17]的有關(guān)規(guī)定進(jìn)行材性試驗(yàn)，共分4組試樣，每組3個(gè)試件，各種性能參數(shù)取各組試樣的平均值，鋼材試驗(yàn)實(shí)測(cè)力學(xué)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(tái)ZB-ZD3000伺服作動(dòng)器并聯(lián)一起同步施加水平往復(fù)荷載，試驗(yàn)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(yàn)過(guò)程中僅施加水平荷載以考慮地震及風(fēng)作用等水平荷載的影響。根據(jù)建筑抗震試驗(yàn)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(jí)差，每級(jí)循環(huán)1次，加載速度為5 kN/s，接近屈服時(shí)減小級(jí)差，試件整體屈服(試件頂點(diǎn)荷載-位移曲線出現(xiàn)明顯的拐點(diǎn))后改為位移控制加載，以試驗(yàn)測(cè)得的0.5倍屈服位移分級(jí)加載，為減輕鋼材低周疲勞，實(shí)際試驗(yàn)中，每級(jí)循環(huán)2次，直到水平荷載下降至峰值荷載的85%時(shí)停止加載。圖3為試件加載制度。

表1 鋼材實(shí)測(cè)力學(xué)性能

圖2 試驗(yàn)加載裝置Fig.2 Test setup

1.4 測(cè)點(diǎn)布置及量測(cè)

在試件上布置應(yīng)變計(jì)，以監(jiān)測(cè)加載過(guò)程中內(nèi)藏鋼板及邊緣框架梁柱的變形情況。對(duì)于試件CSPSW，在內(nèi)藏鋼板四角布置應(yīng)變花；對(duì)于試件V-CSPSW和H-CSPSW，在各預(yù)制板間拼縫對(duì)應(yīng)梁腹板處布置應(yīng)變花。此外，3個(gè)試件均在左柱底，右柱底和框架梁加載端翼緣附近布置應(yīng)變片。其中，試件V-CSPSW應(yīng)變測(cè)點(diǎn)布置如圖4(a)所示。位移計(jì)的布置如圖4(b)所示。在頂梁加載方向西側(cè)設(shè)置一個(gè)位移計(jì)D1，測(cè)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(jì)D2和D3，監(jiān)測(cè)框架柱的受力變形情況；為消除地梁發(fā)生移動(dòng)或轉(zhuǎn)動(dòng)造成對(duì)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(jì)D4，垂直方向設(shè)置位移計(jì)D5，監(jiān)測(cè)地梁滑移及翹曲變形情況。對(duì)于試件H-CSPSW，試驗(yàn)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(yīng)位置布置了兩個(gè)面外位移計(jì)以監(jiān)測(cè)其面外變形。試驗(yàn)時(shí)，在試件四周安排觀測(cè)人員，實(shí)時(shí)觀測(cè)試件變形、鋼材裂縫發(fā)展等試驗(yàn)現(xiàn)象，并作標(biāo)記、記錄和拍攝。

圖3 加載制度Fig.3 Loading protocal

圖4 試驗(yàn)測(cè)點(diǎn)布置Fig.4 Arrangement of monitoring points

2 試驗(yàn)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(dāng)位移增加至25 mm時(shí)，內(nèi)藏鋼板四周預(yù)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(yù)留縫區(qū)域的鋼板發(fā)生越來(lái)越多的面外屈曲，同時(shí)在周邊梁柱腹板區(qū)域出現(xiàn)較明顯的細(xì)密拉痕，由應(yīng)變片監(jiān)測(cè)數(shù)據(jù)顯示，梁柱腹板未屈服。當(dāng)位移增加至30 mm時(shí)，內(nèi)藏鋼板四周角部附近區(qū)域出現(xiàn)拉裂，此時(shí)試件達(dá)到極限荷載993.9 kN，隨后，加載端柱底鼓曲變形，但未見(jiàn)裂縫，由設(shè)置在該處的應(yīng)變片監(jiān)測(cè)數(shù)據(jù)可知，柱腳已屈服。當(dāng)位移增加至35 mm時(shí)，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(shí)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(yàn)停止。整個(gè)加載過(guò)程中，通過(guò)設(shè)置在1/2柱高面外位移計(jì)監(jiān)測(cè)數(shù)據(jù)可以看出，試驗(yàn)過(guò)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(rèn)為整個(gè)加載過(guò)程中，試件平面內(nèi)承擔(dān)水平荷載。

試驗(yàn)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(yù)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(yù)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(jìn)一步增大，內(nèi)藏鋼板在預(yù)制板與邊緣框架之間拼接縫出現(xiàn)屈曲變形，同時(shí)，可以聽(tīng)到內(nèi)藏鋼板與外掛混凝土板接觸擠壓發(fā)生的響聲。當(dāng)位移加載至35 mm時(shí)，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(jìn)一步進(jìn)行承載，可見(jiàn)混凝土板分塊布置可以減少內(nèi)藏鋼板對(duì)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(dāng)位移加載至40 mm時(shí)，試件達(dá)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(dāng)位移加載至45 mm時(shí)，混凝土板完好，聽(tīng)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(yàn)停止。整個(gè)加載過(guò)程中，通過(guò)設(shè)置在1/2柱高面外位移計(jì)監(jiān)測(cè)數(shù)據(jù)可以看出，試驗(yàn)過(guò)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(rèn)為整個(gè)加載過(guò)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(yù)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(guò)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(tīng)到混凝土板與鋼板摩擦發(fā)出的吱吱聲，說(shuō)明混凝土板已對(duì)鋼板產(chǎn)生屈曲約束效果。隨著加載位移的進(jìn)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(dāng)位移加載至20 mm時(shí)，橫向拼縫附近混凝土板發(fā)生一定的面外位移，說(shuō)明相應(yīng)區(qū)域內(nèi)藏鋼板發(fā)生了面外屈曲，同時(shí)，在預(yù)制板與邊緣框架拼接縫處，內(nèi)藏鋼板開(kāi)始出現(xiàn)屈曲變形。當(dāng)位移加載至30 mm時(shí)，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(jì)監(jiān)測(cè)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(shí)，荷載為892.6 kN(-95.3 kN)，試件可以進(jìn)一步承載，可見(jiàn)，與CSPSW試件相比，H-CSPSW和V-CSPSW試件均能減少內(nèi)藏鋼板對(duì)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(dāng)位移加載至40 mm時(shí)，試件達(dá)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(dāng)位移加載至45 mm時(shí)，聽(tīng)到鋼板撕裂的聲音，此時(shí)，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(yàn)停止。兩側(cè)外掛混凝土板加載過(guò)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(yù)制板間橫向拼縫附近呈魚(yú)鱗狀撕裂破壞，且上部橫向拼縫比下部拼縫撕裂更嚴(yán)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(yàn)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(yàn)實(shí)測(cè)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(gè)試件的滯回曲線均較為飽滿，可見(jiàn)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(yù)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(jìn)一步增大，內(nèi)藏鋼板在預(yù)制板與邊緣框架間處拼縫亦發(fā)生屈曲變形?？梢?jiàn)，分塊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(gè)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(guò)程中，試件與地梁的高強(qiáng)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(qiáng)螺桿亦有一定滑移，內(nèi)藏鋼板裂縫的張開(kāi)與閉合及梁端塑性鉸的形成導(dǎo)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(lái)計(jì)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(shí)對(duì)應(yīng)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(guò)荷載-位移骨架曲線上的荷載最大點(diǎn)(圖中的“U”點(diǎn))，作平行于Δ軸的直線；過(guò)坐標(biāo)原點(diǎn)作與骨架曲線和以上直線相交的直線，交點(diǎn)分別為“B”和“C”，使“OAB”和“BCU”的面積相等。過(guò)C點(diǎn)作Δ軸的垂線，交骨架曲線為“Y”，則Y點(diǎn)對(duì)應(yīng)的位移為屈服位移，對(duì)應(yīng)的荷載為屈服荷載。圖10給出了3個(gè)試件的骨架曲線對(duì)比圖，表2給出了各個(gè)試件主要階段試驗(yàn)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?？梢?jiàn)，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(guò)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?jiàn)，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(duì)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(hào)加載方向屈服點(diǎn)Py/kNΔy/mm峰值荷載點(diǎn)Pm/kNΔm/mm極限點(diǎn)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(yīng)以荷載-變形滯回曲線所包圍的面積即所耗能量來(lái)衡量，其量化指標(biāo)可用等效黏滯阻尼系數(shù)ζeq來(lái)衡量，其計(jì)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(yīng)三角形OBE和ODF的總面積，相當(dāng)于彈性應(yīng)變能。

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

表3給出了各試件在每個(gè)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(jì)算的累積耗能均為3個(gè)試件加載至35 mm(即層間位移角為0.025)時(shí)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(jì)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(jì)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(jiàn)，分塊布置混凝土板，會(huì)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(dāng)位移加載至20 mm時(shí)，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(kāi)始出現(xiàn)撕裂破壞，相應(yīng)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(shì)，當(dāng)位移加載至25 mm時(shí)，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(kāi)始出現(xiàn)拉裂破壞，耗能能力有所降低，當(dāng)位移加載至35 mm時(shí)，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(shí)，內(nèi)藏鋼板塑性變形嚴(yán)重，且此時(shí)周邊框架梁柱逐漸進(jìn)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(qiáng)。同時(shí)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(gè)加載過(guò)程中，試件V-CSPSW的等效黏滯阻尼系數(shù)比試件H-CSPSW高，說(shuō)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(yàn)方法規(guī)程: JGJ 101—1996，試件剛度變化特性可采用割線剛度來(lái)表示

(2)

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

計(jì)算試件在各級(jí)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(gè)加載過(guò)程中，各個(gè)試件的剛度退化較為穩(wěn)定，未出現(xiàn)剛度的突然下降，說(shuō)明組合鋼板剪力墻具有穩(wěn)定的抗側(cè)能力。同時(shí)可以看出，試件CSPSW的剛度比V-CSPSW和H-CSPSW試件剛度更高，可見(jiàn)，分塊布置混凝土板，內(nèi)藏鋼板會(huì)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(yù)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(shí)剛度為16.08 kN/mm，剛度損失75.7%，試件剛度退化嚴(yán)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(duì)緩慢(見(jiàn)圖13)。可見(jiàn)，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(huì)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(duì)邊緣框架柱產(chǎn)生附加彎矩的不利影響。同時(shí)，將單塊改為多塊混凝土板進(jìn)行組合拼裝，其施工吊裝更為簡(jiǎn)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(guò)程緩慢，屬于延性破壞。橫向拼裝組合鋼板剪力墻在預(yù)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(yán)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(biāo)如耗能能力、承載能力、剛度等均更為優(yōu)越。