高強(qiáng)鋼筋混凝土T形截面短肢剪力墻抗震性能試驗研究

張 淦，張品樂，陶 忠，賈 毅，劉俊雄，何堯瓊

(昆明理工大學(xué) 建筑工程學(xué)院，云南 昆明 650500)

隨著房屋高度的增加，人們提高了對于房屋使用的功能需求，對剪力墻結(jié)構(gòu)的性能需求也隨之提高，出于建筑美學(xué)及房屋使用的需要，形成短肢剪力墻結(jié)構(gòu)體系.短肢剪力墻截面高度與寬度的比值通常在4～8之間[1].1997年容柏生院士首先引入了這一新型建筑結(jié)構(gòu)體系[2]，其同時兼具異形柱與普通剪力墻的效能，力學(xué)特點獨特，具有布置靈活，滿足使用功能，得房率高的優(yōu)點，但其抗震性能的優(yōu)劣存在爭議，《高層建筑混凝土結(jié)構(gòu)技術(shù)規(guī)程》對其使用范圍也作了嚴(yán)格的限定[1].近年來，與短肢剪力墻相關(guān)的試驗和理論研究逐漸增多：紀(jì)曉東等[3]比較了美國ACI 318-14規(guī)范與混凝土結(jié)構(gòu)設(shè)計規(guī)范中關(guān)于T形剪力墻的設(shè)計條款，并對腹板無翼緣端約束構(gòu)件設(shè)置長度進(jìn)行了分析評價；董堯榮等[4]通過建立一套跨尺度的剪力墻損傷演化模型，更精確的反映結(jié)構(gòu)的損傷；彭飛等[5]通過5榀對稱雙肢T形短肢剪力墻模型試驗，發(fā)現(xiàn)短肢剪力墻的受力性能與聯(lián)肢剪力墻一致，并分析了規(guī)范中短肢剪力墻抗震等級規(guī)定的正確性；柯曉軍等[6]、呂西林[7]等則通過對截面內(nèi)配置型鋼高強(qiáng)混凝土短肢剪力墻進(jìn)行試驗研究，揭示結(jié)構(gòu)破壞機(jī)理，建立了實用的力學(xué)模型；于敬海等[8]通過試驗研究配置高強(qiáng)鋼筋高強(qiáng)混凝土的雙肢剪力墻，研究結(jié)果表明：高強(qiáng)鋼筋在雙肢剪力墻中可以充分發(fā)揮其強(qiáng)度高的特性，整體變形能力滿足規(guī)范要求.

T形截面短肢剪力墻作為一種常用的結(jié)構(gòu)形式，可減少梁柱的突出現(xiàn)象，且目前少有文獻(xiàn)通過在短肢剪力墻中采用HRB500E級高強(qiáng)鋼筋[9-10]進(jìn)行抗震性能試驗研究，因此，本試驗通過對6片配置HRB500E級高強(qiáng)鋼筋混凝土T形短肢剪力墻進(jìn)行低周反復(fù)加載試驗，觀測其從加載受力到破壞的全過程，系統(tǒng)研究軸壓比、剪跨比、配箍率等變量對構(gòu)件的滯回特性、剛度特性、變形能力、承載力、耗能能力的影響，揭示其破壞機(jī)理.針對破壞規(guī)律，提出改進(jìn)與設(shè)計建議.

1 試驗概況

1.1 試件設(shè)計與制作

按照1∶2的比例縮尺，共制作6個T形截面短肢剪力墻試件，墻體豎向高度H均1 400 mm，截面寬度b均100 mm，截面高度a依次為500 mm、650 mm、800 mm，由此確定各試件剪跨比λ為2.8、2.15、1.75.制作試件時，首先分別綁扎基座鋼筋骨架和墻身鋼筋骨架，然后將墻身縱向鋼筋錨固到基座鋼筋中，最后將上部加載梁鋼筋骨架與墻身鋼筋綁扎成一體并澆筑混凝土，試件所用鋼筋均為HRB500E級高強(qiáng)抗震鋼，試件配筋如圖1，試件參數(shù)如表1，鋼筋材性如表2.試件采用的混凝土等級為C40，澆筑混凝土?xí)r，每個試件預(yù)留3組混凝土立方體標(biāo)準(zhǔn)試塊進(jìn)行材性試驗，混凝土材性見表3.

表1 試件參數(shù)表Tab.1 Specimen′s parameters

表2 鋼筋實測力學(xué)性能指標(biāo)Tab.2 Mechnical properties of steel bars

表3 混凝土實測力學(xué)性能指標(biāo)Tab.3 Mechanical propertes of concrete

圖1 截面配筋布置圖Fig.1 Reinforcement arrangement

1.2 加載設(shè)備、制度

采用圖2裝置進(jìn)行加載，試驗加載照片如圖3.豎向加載：按照試驗軸壓比在構(gòu)件頂部加載，并保持此數(shù)值穩(wěn)定不變，豎向荷載通過矩形加載梁均勻施加至墻體.水平加載采用位移控制，每工況增量2 mm，每級循環(huán)3次進(jìn)行加載，當(dāng)試件承載力載減小至85%峰值荷載時停止加載.理論上，水平作動力加載方向通過截面剪心不會出現(xiàn)扭轉(zhuǎn).實際試驗時，由于操作的誤差，可能產(chǎn)生輕微扭轉(zhuǎn)，對試驗結(jié)果影響不大，對試驗加載方向規(guī)定為加載時當(dāng)腹板受壓為正向，與之相反為負(fù)向.

1.3 測試內(nèi)容

測試內(nèi)容主要包括荷載、位移、應(yīng)變?nèi)糠謨?nèi)容.

荷載：通過TDS數(shù)據(jù)采集系統(tǒng)采集水平荷載值大小.

位移：位移計布置如圖2所示，測量得到墻頂?shù)乃轿灰萍敖孛媾まD(zhuǎn)角.

應(yīng)變：在腹板距離墻體底部3 cm的縱筋布置應(yīng)變片，測量縱筋應(yīng)變，沿著腹板表面呈“X”形在箍筋上布置應(yīng)變片，測量箍筋應(yīng)變，應(yīng)變片布置如圖4.

圖2 試驗加載裝置圖Fig.2 Loading device

圖3 試驗加載照片F(xiàn)ig.3 Picture of test loading

圖4 腹板鋼筋應(yīng)變片配置圖Fig.4 Strain gauges arrangement on web reinforcement

2 試驗結(jié)果及分析

2.1 試驗現(xiàn)象

觀察圖5可知：各試件均表現(xiàn)為腹板無翼緣端核心混凝土被壓潰，腹板下部出現(xiàn)貫穿斜向破碎帶，究其原由，是因為整個試件從腹板無翼緣端部到斜上部荷載端相當(dāng)于一個斜向拉壓桿，在低周反復(fù)荷載作用下，混凝土逐漸壓潰脫落，因此，腹板無翼緣下端部是T形短肢剪力墻抗震能力較薄弱部位，故建議在進(jìn)行抗震設(shè)計時可通過加密箍筋間距或加大箍筋直徑等措施來加強(qiáng)核心混凝土約束作用、在腹板表面設(shè)置“叉”形分布鋼筋[11]來減緩墻體裂縫發(fā)展，使之最終發(fā)生延性破壞.

通過對比各試件破壞現(xiàn)象總結(jié)發(fā)現(xiàn)，對于SDT500-1和SDT500-2等較大剪跨比(>2.15)試件，試件破壞主要發(fā)生在腹板無翼緣下端部核心混凝土被壓潰，箍筋屈服，腹板端部縱筋屈服，小面積腹板表面出現(xiàn)交叉斜裂紋，墻體剪切破壞程度較輕，其破壞模式表現(xiàn)為彎曲破壞；而對于SDT650-1、SDT650-2、SDT800-1、SDT800-2等四個剪跨比較小(≤2.15)的試件，腹板下端部混凝土最終出現(xiàn)大塊剝落，第一排甚至第二排縱筋拉斷，箍筋受拉屈服，腹板表面交叉斜裂縫相較于剪跨比較大試件(>2.15)數(shù)量更多，間距更小，幾乎分布在整個腹板表面，剪切破壞較嚴(yán)重，破壞模式表現(xiàn)為以彎曲破壞為主的彎剪破壞.

2.2 滯回特性

各試件的滯回曲線，如圖6所示，圖中還列出了3個文獻(xiàn)[13]中配置普通鋼筋混凝土T形短肢剪力墻試件的滯回曲線T500-2、T650-1、T800-2，用于進(jìn)行抗震性能的對比.

由圖可知：在加載初期，各試件滯回曲線成單調(diào)線性變化，幾乎重合在一起，試件內(nèi)部幾乎無損傷，耗能能力較低，隨著不斷加載，滯回曲線面積不斷增大，腹板無翼緣端部縱筋逐漸屈服，試件內(nèi)部產(chǎn)生損傷，累積殘余變形增大，呈現(xiàn)出塑性特征.峰值荷載以后，滯回曲線由梭形逐漸過渡至S形，產(chǎn)生一定的捏縮現(xiàn)象；在同一工況下加載，下一循環(huán)的峰值荷載比上一循環(huán)峰值荷載有所減少，說明當(dāng)試驗不斷地進(jìn)行，試件產(chǎn)生強(qiáng)度衰減，且滯回曲線傾向于水平軸趨勢愈加明顯，剛度產(chǎn)生衰減，腹板端部混凝土逐漸失去承載作用.因為T形試件在水平加載方向上的幾何不對稱性，故所有試件的滯回曲線在正負(fù)兩個方向不對稱.正向加載時腹板受壓，滯回環(huán)所包絡(luò)范圍大，變形能力較強(qiáng)，但承載力較??；負(fù)向加載腹板受拉，滯回環(huán)包絡(luò)相對較小，但承載力較大，變形能力相比正向更強(qiáng)，表明T形試件在腹板受拉，冀緣受壓時具有更佳的抗震可能性，其原因是對于高強(qiáng)鋼筋混凝土試件，在反復(fù)荷載作用下，腹板無翼緣端部混凝土先于高強(qiáng)鋼筋破壞，因此，正向承載力較小，變形能力也較低，而高強(qiáng)鋼筋具有良好的彈塑性變形能力，在正向破壞后仍能繼續(xù)承受荷載，故而負(fù)向承載力較大，變形能力相對較強(qiáng).

對比不同設(shè)計參數(shù)的短肢剪力墻，可發(fā)現(xiàn)：

(1)試件SDT650-2相較于SDT650-1的區(qū)別是腹板無約束邊緣構(gòu)件箍筋進(jìn)行加密的，從圖6中可觀察到，其滯回曲線更飽滿，延性也更好，最終試驗破壞程度明顯輕于SDT650-1，說明加密腹板無翼緣端邊緣約束構(gòu)件箍筋對于改變試件受力性能及破壞形態(tài)有顯著的效果，其原因在于加密邊緣約束構(gòu)件能夠極大增強(qiáng)對核心混凝土的約束作用，使其處于三向受壓狀態(tài)，從而減緩破壞進(jìn)程，增大試件的變形能力；

(2)試件SDT800-1相對于SDT500-1(由于儀器出現(xiàn)故障，加載前作動器激烈抖動，造成腹板端部嚴(yán)重?fù)p傷，因此SDT500-1滯回曲線不光滑，且承載力較小)的區(qū)別是剪跨比較小，SDT800-1滯回曲線包絡(luò)面積更大，承載力提升約220%，延性降低約4%，捏縮效應(yīng)也更為顯著，其原因在于隨著試件的剪跨比減小，在高度一定時，腹板截面尺寸相對更大，故承載力增加較明顯，但剪跨比較小的試件在低周反復(fù)荷載作用下鋼筋與混凝土之間剪切滑移越來越嚴(yán)重，從而捏縮效應(yīng)也更顯著；

(3)對比軸壓比不同對照組SDT500-1和SDT500-2、SDT800-1和SDT800-2可發(fā)現(xiàn)，軸壓比越大的試件，承載力提高顯著，滯回曲線也更飽滿，但軸壓比較高的試件，如SDT500-2、SDT800-2等試件，在加載后期承載力不趨于穩(wěn)定，呈現(xiàn)“階躍”式下降的特點.

對比配置高強(qiáng)鋼筋混凝土短肢剪力墻與普通短肢剪力墻滯回曲線可發(fā)現(xiàn)：高強(qiáng)鋼筋混凝土短肢剪力墻滯回曲線飽滿，承載力大，正負(fù)向承載力分布較均勻，殘余變形較小，鋼筋屈服后，有較大的承載力余量可繼續(xù)承載，而普通短肢剪力墻滯回曲線殘余變形大，捏縮較嚴(yán)重，呈現(xiàn)“一頭大一頭小”的特點，承載力普遍較小，鋼筋屈服后，承載力提升潛力普遍較小.由此說明配置高強(qiáng)鋼筋的短肢剪力墻綜合抗震性能相對普通短肢剪力墻較好.

圖5 試件破壞形態(tài)Fig.5 Failure mode

圖6 試件頂點水平荷載位移滯回曲線Fig.6 Top lateral force-displacement hysteretic loop

2.3 骨架曲線

各試件骨架曲線如圖7所示.從總體上看，在正向各曲線間斜率變化較劇烈，SDT800-1、SDT800-2剛過峰值點后就快速下降，試件為脆性破壞，而各曲線在負(fù)向離散性不大，在該方向為延性破壞，由此可得出T形短肢剪力墻腹板受壓方向抗震性能較薄弱，因此，建議在截面設(shè)計時需大力加強(qiáng)腹板無翼緣側(cè)的抗震設(shè)計.

從圖7可看出：SDT800-1相比SDT500-1，剪跨比相對更小，腹板截面尺寸更大，SDT800-1承載力遠(yuǎn)大于SDT500-1，初始剛度也更大，但荷載峰值點后承載力下降段更陡，說明隨著試件剪跨比的減小，腹板截面尺寸相對更大，參與作用的鋼筋與混凝土增多，因而能夠增大極限承載力，但腹板剪切損傷也更嚴(yán)重，因此承載力下降較迅速，短肢剪力墻的極限變形減小，延性變差.對比分析試件SDT500-1、SDT500-2和SDT800-1、SDT800-2，SDT500-2、SDT800-2等試件軸壓比較大，開裂荷載提高，承載力分別提升81.9%、10.6%，表明軸壓比在一定范圍的增大，試件承載力能得到顯著提升，但軸壓比越大的試件，峰值荷載后承載力下降較快，延性變形性能降低；與試件SDT650-1相比，SDT650-2為腹板無翼緣端邊緣約束構(gòu)件箍筋進(jìn)行加密，2個試件承載力相近，但SDT650-1峰值荷載后曲線下降段較陡，而SDT650-2曲線荷載下降段更平緩，說明腹板無翼緣端箍筋加密能有效減緩試件的承載力退化.試驗結(jié)束后各試件仍具有較高的承載力，表明配置的高強(qiáng)鋼筋骨架相對于普通鋼筋對結(jié)構(gòu)墻體抗倒塌具有更明顯的作用.

圖7 試件頂點水平荷載位移骨架曲線Fig.7 Top lateral force-displacement skeleton curves

圖8 屈服位移確定方法Fig.8 Determination methods of yielddisplacement

2.4 承載力與變形能力

在骨架曲線上，當(dāng)荷載減小到0.85倍峰值荷載相對應(yīng)的位移即為極限位移Δu，由能量等值法確定屈服位移Δy，如圖8所示，位移延性系數(shù)μ=Δu/Δy，表4為高強(qiáng)鋼筋混凝土短肢剪力墻試驗結(jié)果，表5為課題組前期在西建大所做的普通鋼筋混凝土短肢剪力墻試驗結(jié)果[13].由于極限位移值相比位移延性系數(shù)更能反映結(jié)構(gòu)變形能力大小，故本文主要以極限位移來衡量結(jié)構(gòu)的極限變形能力.

由表可知，當(dāng)試件的剪跨比從2.8減小到2.15，極限荷載值增加約87.6%，極限位移值下降約8.9%，當(dāng)試件的剪跨比從2.15減小到1.75，極限荷載值增加約27.6%，極限位移值增加約9.7%，同時位移延性系數(shù)在剪跨比為2.15時達(dá)到最大.由此可知對于高強(qiáng)鋼筋混凝土短肢剪力墻構(gòu)件，隨著剪跨比減小，在試件高度一定時，腹板截面尺寸更大，故承載力大幅增加，但剪跨比較小時，剪切變形破壞成分增多，故承載力增加趨緩.

試件SDT650-2相比于SDT650-1為墻體端部進(jìn)行箍筋加密，SDT650-2極限位移值比SDT650-1增加約19.1%，位移延性系數(shù)比SDT650-1增大1.35%，說明腹板無翼緣端部約束邊緣構(gòu)件箍筋加密后，能加大對核心混凝土的圍壓效應(yīng)，故試件變形能力有較顯著的提升.

試件SDT800-2相對于SDT800-1，軸壓比較大且進(jìn)行箍筋加密，極限承載力增加10.6%，極限位移值下降11.7%，延性下降12.1%，表明軸壓比對T形截面高強(qiáng)鋼筋混凝土短肢剪力墻影響趨勢與普通短肢剪力墻類似，即在一定范圍內(nèi)，試件軸壓比越大，承載力更高，變形能力降低，延性系數(shù)減小，脆性破壞特征越明顯，因此應(yīng)對軸壓比限值進(jìn)行合理限制；SDT800型試件破壞程度和范圍均較SDT500型嚴(yán)重，因此試件當(dāng)剪跨比較小時，更應(yīng)嚴(yán)格控制軸壓比限值，防止壓彎剪耦合作用效應(yīng)造成突然脆性破壞；試件SDT500-2相對于SDT500-1，軸壓比更大且進(jìn)行加密，極限位移增加10.9%，位移延性系數(shù)增加約5.1%，表明箍筋加密對剪跨比較大試件SDT500-2極限變形能力的正相關(guān)影響相對于剪跨比較小SDT800-2試件更顯著，因為此時試件相當(dāng)于一根懸臂梁，加密箍筋能極大增強(qiáng)試件的變形能力.

對比配置高強(qiáng)鋼筋的短肢剪力墻構(gòu)件與表3普通短肢剪力墻構(gòu)件[13]發(fā)現(xiàn)，配置高強(qiáng)鋼筋的短肢剪力墻試件開裂位移和屈服位移值普遍遠(yuǎn)大于普通短肢剪力墻試件，說明高強(qiáng)鋼筋改善了試件的抗裂性和提高了試件的屈服階段，因此試件延性系數(shù)較?。煌瑫r配置高強(qiáng)鋼筋短肢剪力墻試件具有較大的承載力和良好的變形能力，峰值承載力較同截面尺寸普通短肢剪力墻普遍提升20%以上.

表4 高強(qiáng)鋼筋混凝土短肢剪力墻試驗結(jié)果Tab.4 Test results of high-strength reinforced concrete short-leg shear wall

表5 普通鋼筋混凝土短肢剪力墻試驗結(jié)果Tab.5 Test results of ordinary reinforced concrete short-leg shear wall

續(xù)表5

2.5 剛度退化

6個T型短肢剪力墻的剛度隨水平加載位移變化的曲線如圖9所示，采用同級變形的環(huán)線剛度k來表示[12]，如式(1).從圖9中可看出，在加載全過程中，試件在正向加載時比負(fù)向加載時剛度退化速度更快，表明正向破壞程度快于負(fù)向；從加載前期到試件屈服，剛度退化最快，約退化至初始剛度的70%，此后，剛度退化不斷減緩.

由圖9可知：軸壓比能較顯著地影響試件從加載到破壞的剛度退化，且軸壓比越大，在接近破壞時其剛度減小越突然，無減緩趨勢，呈現(xiàn)脆性破壞的特點；腹板端部對核心混凝土的約束作用越強(qiáng)，剛度退化越緩慢，說明在腹板端部加密箍筋能有效減緩試件在全過程中受載時的剛度退化速度.

(1)

式中：pi表示同一位移幅值下多次加載循環(huán)的荷載值，Δi表示與荷載值對應(yīng)的位移值.

圖9 試件剛度退化曲線Fig.9 Stiffness degradation of specimens

2.6 耗能能力

根據(jù)試件滯回曲線，可以繪制相關(guān)耗能曲線和等效粘滯阻尼系數(shù)曲線he，如式(2).由圖11可知，試件的軸壓比越大，耗能曲線在加載末期越快速下降，不利于滿足抗震需求，因此有必要進(jìn)行相應(yīng)結(jié)構(gòu)形式的改進(jìn).由圖12可知，隨著位移加載周數(shù)增加，各試件等效粘滯阻尼系數(shù)也隨之增大，表明試件耗能逐漸增加，進(jìn)入塑性階段以后，試件的耗能增長速度加快；臨近加載結(jié)束，大部分試件等效粘滯阻尼系數(shù)增加至0.1～0.2，SDT650-1、SDT800-2等效粘滯阻尼系數(shù)增大至0.4～0.5，與普通短肢剪力墻[13]耗能情況對比，各試件累積耗能增加約125.6%～486%，故本文這種新型短肢剪力墻能量耗散能力相比普通短肢剪力墻結(jié)構(gòu)大大增加，表明配置有高強(qiáng)鋼筋的短肢剪力墻試件具有良好的耗能能力.

(2)

圖10 等效粘滯阻尼系數(shù)計算示意圖Fig.10 Schematic diagram for calculation of equivalent viscous damping coefficients

圖11 耗能-半周數(shù)曲線Fig.11 Energy consumed versus number of half cycles

圖12 等效粘滯阻尼系數(shù)-周數(shù)曲線Fig.12 Equivalent hysteretic damping coefficient versus cycles

2.7 應(yīng)變分析

本文六個構(gòu)件均為T形截面，具有相似的受力機(jī)理，故選取典型試件SDT650-1進(jìn)行分析.

2.7.1 截面縱筋應(yīng)變

縱筋應(yīng)變沿試件腹板截面高度分布的特點見圖13.

圖13 縱筋應(yīng)變沿截面高度分布Fig.13 Strain of longitudinal reinforcement bars

圖14 箍筋應(yīng)變分布Fig.14 Strain of stirrup

由圖可知：隨著試驗不斷加載，縱筋應(yīng)變數(shù)值逐漸增大，表明在水平荷載作用下，墻體縱筋拉伸變形不斷增大；在開裂、屈服階段，截面應(yīng)變分布符合平截面假定，在峰值階段，截面應(yīng)變分布近似符合平截面假定，有些點稍偏離平截面假定.在極限階段，截面應(yīng)變已不符合平截面假定，同時縱筋應(yīng)變片越靠近腹板無翼緣端部，應(yīng)變數(shù)值越大，在極限階段，腹板端部縱筋應(yīng)變快速增加，反映了此處為抗震薄弱部位，易受到地震損傷應(yīng)大力加強(qiáng)此部位的抗震設(shè)計.

2.7.2 截面箍筋應(yīng)變分布

箍筋應(yīng)變沿試件腹板截面高度分布的特點見圖14.

由圖可知：隨著試驗不斷加載，箍筋應(yīng)變數(shù)值逐漸增大，表明在水平荷載作用下，腹板箍筋能有效約束混凝土的膨脹變形；腹板下端部箍筋應(yīng)變始終大于中上部表明墻體損傷主要集中在腹板下部；腹板端部應(yīng)變數(shù)值始終大于遠(yuǎn)離腹板端部一側(cè)的應(yīng)變，表明對邊緣構(gòu)件進(jìn)行加密能夠改善墻體受力性能，提升試件整體抗震能力.

3 結(jié)論

(1)試件破壞主要發(fā)生在腹板無翼緣下端部，因此，建議在腹板無翼緣端部可通過加密箍筋間距或加大箍筋直徑等措施加強(qiáng)核心混凝土約束效應(yīng)，在腹板表面設(shè)置“叉”形分布鋼筋來對T形截面短肢剪力墻進(jìn)行設(shè)計與加固改進(jìn)；

(2)在墻體高度一定時，隨著剪跨比減小，腹板截面截面尺寸增大，承載力增加明顯，但增幅逐漸減緩；軸壓比也能較明顯的影響墻體的承載力，在一定范圍內(nèi)增加軸壓比，承載力有所增加，但軸壓比過大時，脆性破壞特征越明顯，因此，應(yīng)對試件軸壓比限值進(jìn)行嚴(yán)格控制；

(3)對腹板端部進(jìn)行箍筋加密后，可使核心混凝土達(dá)到極限抗壓強(qiáng)度，充分利用混凝土抗壓能力強(qiáng)的材料性能，使墻肢極限變形能力明顯提升，延性得到改善；

(4)綜合來看，剪跨比為2.15的SDT650-2型試件承載力高，極限變形能力強(qiáng)，延性最佳，抗震性能最優(yōu)，可供結(jié)構(gòu)選型參考；

(5)通過與普通配筋短肢剪力墻承載力、極限變形能力、耗能情況等試驗數(shù)據(jù)對比，表明配置高強(qiáng)鋼筋的短肢剪力墻綜合抗震性能遠(yuǎn)好于普通鋼筋混凝土短肢剪力墻.