鋼板–纖維增強混凝土組合雙連梁抗震性能試驗研究

田建勃，王夢夢，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)水利國家重點實驗室，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提高強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)計方法。其中，將連梁開縫設(shè)計成雙連梁型式能較好地改善連梁的耗能能力，但開縫導(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90年代Subedi等[11]首次提出將鋼板內(nèi)置到連梁中以來，國內(nèi)外學(xué)者對其進行大量研究。之后，Lam[12]、張剛[13]、史慶軒[14]、侯煒[15]等對小跨高比鋼板–混凝土組合連梁進行抗震試驗研究，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)脆易開裂，開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)變達到2%～6%[17]。徐世烺等[18]最先將其引入中國，并采用改良的直接拉伸裝置對纖維增強混凝土進行單軸拉伸試驗。國內(nèi)學(xué)者梁興文[19]、楊忠[20]、鄧明科[21]及國外學(xué)者Shin[22]、Canbolat[23]等對加入纖維增強混凝土的連梁進行研究，結(jié)果均表明纖維增強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)上通過內(nèi)嵌鋼板，采用纖維增強混凝土代替普通混凝土的一種新型連梁型式。并對普通混凝土雙連梁、內(nèi)置鋼板–混凝土組合雙連梁和鋼板–纖維增強混凝土組合雙連梁試件進行了抗震性能試驗，為新型組合雙連梁的設(shè)計提供了理論依據(jù)。

1 試驗概況

1.1 試件設(shè)計

試驗以聯(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較大，用來模擬剪力墻墻肢，使其具有足夠的約束和剛度，并防止端塊的變形過大，影響連梁的測試精度。試驗設(shè)計并制作3個雙連梁試件，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–纖維增強混凝土組合雙連梁（PDEB）試件。

各試件的主要設(shè)計參數(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，開縫50 mm，整體跨高比為1.6，單個梁的跨高比約為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采用纖維增強混凝土。連梁、端塊的保護層厚度分別為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)點處布置纖維增強混凝土過渡區(qū)域，將纖維增強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

試驗采用的纖維增強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%，其性能指標如表2所示。水泥基材料由普通硅酸鹽水泥、精細砂、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。

為了測量纖維增強混凝土的抗壓強度，在試件澆筑當天預(yù)留3組、共9個邊長為100 mm的標準立方體試塊，同條件養(yǎng)護。試驗前測得纖維增強混凝土立方體抗壓強度平均值為69.30 MPa，計算得到軸心抗壓強度平均值為55.44 MPa。C40普通商品混凝土在澆筑當天預(yù)留了一定數(shù)量，邊長150 mm的標準立方體試塊，與試件同條件養(yǎng)護。試驗前測得混凝土立方體抗壓強度平均值為41.18 MPa，計算得軸心抗壓強度平均值為31.30 MPa。鋼筋和鋼板的力學(xué)性能指標如表4所示。

表2 PVA纖維各項性能指標Tab. 2 Performance indicators of PVA fibers

1.3 加載方案

試驗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的電液伺服作動器提供，通過倒L鋼臂給試件進行加載；為了使往復(fù)力加載至連梁反彎點處，將荷載作用線通過連梁的中心。試驗加載簡圖和實際加載裝置如圖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程中發(fā)生轉(zhuǎn)動，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，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行加載，試件DCB每級增加20 kN，試件PDCB和PDEB每級增加30 kN，每級循環(huán)一圈。當試件荷載–位移曲線出現(xiàn)明顯轉(zhuǎn)折時，認為試件屈服（試件屈服時荷載為Py，對應(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)進行加載，每級循環(huán)3次。另外，為了檢驗內(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；連梁位移角達到約1/17，試件已不適于繼續(xù)承載時，結(jié)束加載。

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

1.4 量測內(nèi)容

試驗量測的主要內(nèi)容有：1）雙連梁上、下兩端塊的相對位移；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。水平荷載由作動器內(nèi)部系統(tǒng)采集；連梁水平位移通過在連梁無約束端水平布置的位移傳感器（LVDT）采集；連梁兩端相對線位移Δ用連梁水平位移計A量測，將位移計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測試結(jié)果的影響；雙連梁的剪切變形采用沿雙連梁單肢對角線布置的可伸縮位移計B、C、D、E進行量測。位移計的測試示意圖如圖4（a）所示。

箍筋的應(yīng)變片布置沿連梁的對角線方向，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)變片信號通過MTS控制系統(tǒng)和IMP數(shù)據(jù)采集系統(tǒng)自動采集。

2 試驗現(xiàn)象

2.1 加載破壞過程

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

圖4 量測點布置Fig. 4 Measuring points arrangement

試件DCB加載至+40 kN（θ=1/1 067）時，左梁的右上角出現(xiàn)首條水平裂縫；加載至+100 kN（θ=1/305）時，兩梁肢均出現(xiàn)大量較長的斜裂縫，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，左梁上部及東肢左下角混凝土開始起酥，負向荷載達到峰值；加載至14.09 mm（θ=1/57）時，左、右梁肢下角部出現(xiàn)混凝土被壓碎的現(xiàn)象，左梁上部混凝土開始鼓起，此時，正向到達峰值荷載，如圖5（a）所示；加載至21.5 mm（θ=1/37）時，左梁沿縱筋滑移的位置及右梁下部沿斜裂縫開展的位置，大量混凝土開裂剝落，此時試件的荷載已經(jīng)下降至峰值荷載的85%；加載至24 mm（θ=1/33）第3圈時，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。左、右梁下部混凝土開始向梁外側(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，試件首次開裂，開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展新的水平裂縫。加載到–300 kN（θ=–1/96）時，左梁下部梁墻交界處水平裂縫貫通，左、右梁肢裂縫寬度開始明顯加寬，此時荷載–位移曲線不再以線性趨勢增長，試件將要達到屈服。加載至13.96 mm（θ=1/57）時，右梁下邊緣角部及左梁左下角混凝土開始起酥，沿鋼板邊緣的劈裂裂縫不斷延長，正方向到達峰值荷載，如圖5（b）所示。加載至32 mm（θ=1/25）第1圈時，左梁左右沿鋼板兩側(cè)的裂縫貫通，加載過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，右梁腹部偏左混凝土大塊脫落，縱筋、箍筋可見。此時，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，左、右梁肢在右上角處首次開裂。此后，隨著荷載的不斷增加，左、右梁肢上不斷有短小、細密的裂縫出現(xiàn)。加載至+300 kN（θ=1/88）第1圈時，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，正向荷載到達峰值荷載，如圖5（c）所示；加載至第2圈時，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。加載至–27 mm（θ=–1/29）第2圈時右梁沿梁墻交界處的水平裂縫明顯變寬，細小裂縫不斷產(chǎn)生，并在加載過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，左梁左上角混凝土開始鼓起，裂縫寬度進一步加寬，梁端水平的裂縫寬度已達到5.1 mm，梁內(nèi)裂縫寬度達到4.9 mm左右。加載至–36 mm（θ=–1/22）第1圈時，最大水平裂縫寬度已達到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，試件承載力已經(jīng)下降68%，梁墻交界處裂縫已完全掀開，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；由于雙連梁單肢跨高比較大，縱筋出現(xiàn)滑移使得剪切斜裂縫與滑移裂縫貫通，沿滑移裂縫趨勢破壞。

2）從最終的破壞形態(tài)上來看，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的峰值荷載相對試件DCB提高了將近1.56倍，表明鋼板的加入會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的裂縫主要以細小的密集裂縫開展。后期隨著位移不斷增加，加載的過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到達屈服、破壞較晚一些，可見纖維增強混凝土的使用可以減小連梁的破壞速度，從而達到延緩連梁破壞的效果。

為了進一步觀察試件內(nèi)部鋼板的破壞情況。在試驗結(jié)束后，將試件連梁部分鑿開，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屈曲情況較為嚴重，主要是由于普通混凝土后期開裂嚴重，承載力主要靠鋼板承擔。

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

3 試驗結(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：在未達到屈服時，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)束后基本回到零點位置；隨著荷載的增加，試件到達屈服階段，滯回曲線不再回歸零點，開始出現(xiàn)殘余變形。由于混凝土、鋼材在不斷往復(fù)運動中有所損傷，故在每級循環(huán)中，后兩圈的強度有所衰減。在往復(fù)加載過程中，裂縫不斷開展，滯回環(huán)面積開始增加；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，剛度開始下降。對比分析圖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到達峰值荷載后，滯回環(huán)開始出現(xiàn)一定的捏縮現(xiàn)象，主要是由于混凝土開裂較嚴重，不再具備繼續(xù)承載的能力，承載力轉(zhuǎn)為由鋼板承擔，從而導(dǎo)致峰值過后試件PDCB的承載力下降速度較快。另外，對比試件PDCB和試件DCB的破壞點，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，剛度下降的趨勢都要小于前兩個試件。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為各個試件開裂點、屈服點、峰值點和破壞點（峰值荷載下降85%時）正、負方向的荷載值、位移值及破壞點處的位移延性系數(shù)。試件DCB、PDCB、PDEB的骨架曲線如圖9所示。

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

圖9 骨架曲線對比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鋼板雙連梁的速度上升到峰值荷載。在峰值荷載過后，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裂導(dǎo)致其基本退出工作，內(nèi)力轉(zhuǎn)為鋼板承擔，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，到達峰值荷載時，混凝土開裂較嚴重，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基本一致，表明在彈性階段采用不同基體材料對組合雙連梁基本沒有太大影響。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%；但負向的峰值荷載下降了2%左右，分析原因為連梁正向受力之后，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，受拉時也多以細密裂縫的形式開展。峰值過后，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循環(huán)下第1圈最大位移對應(yīng)的荷載與最大位移的比值繪制而成。本文剛度計算方法用式（1）表示：

式中，Ki為第i級第1循環(huán)時的試件剛度值，Δi、Vi分別為第i級第1循環(huán)時最大位移和最大位移對應(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：在試件未開裂之前，試件內(nèi)混凝土可以較好地工作，剛度都相對較大；隨著位移的增大，混凝土開始開裂破壞，剛度開始以較大幅度下降。加載的中后期，剛度退化速度開始減緩，主要因為鋼筋、鋼板基本屈服，混凝土裂縫開始變寬，不再大范圍的延伸、開展。

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鋼板混凝土雙連梁的剛度退化對比。由圖10（a）可以看出，試件PDCB的初始剛度略大于試件DCB，說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，在加載過程中，剛度退化率始終小于試件DCB。這是因為鋼板具有較好的塑性承載能力，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。這是因為纖維增強混凝土的彈性模量小于普通混凝土，但隨著荷載的增加，混凝土開裂，兩者的剛度相差不大。普通混凝土較脆，易開裂，纖維增強混凝土具有較好的抗拉應(yīng)變硬化特性，裂縫的開展得到了一定的抑制，并多以細密裂縫的形式出現(xiàn)，故采用纖維增強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)件在地震作用下對地震能量的吸收、耗散能力，是檢驗結(jié)構(gòu)是否具有良好抗震能力的首要標準。

圖11為試件DCB、PDCB及PDEB的單圈耗能。由圖11（a）可見：屈服以前兩者的耗能能力相差不大；屈服以后，試件PDCB的耗能能力遠遠大于試件DCB，表明內(nèi)置鋼板對雙連梁的耗能能力影響較大。由圖11（b）可見：前期兩者的耗能相差不大，上升趨勢基本一致，直到試件PDCB即將到達破壞點時，兩者曲線開始分叉；試件PDEB直到最后試件破壞，單圈耗能面積依舊呈上升趨勢，表明采用纖維增強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 單圈耗能對比Fig. 11 Comparison of energy dissipation in one cycle

表6為各試件特征點的累積耗能。由表6可見，試件PDEB的累積耗能能力有很大程度的提高。其中，在破壞點處，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度得到很大提高，承載力提高的同時使得達到破壞點處的位移增大，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，進一步延遲了試件到達破壞點，從而使得破壞點處累積耗能能力進一步提高。

表6 各試件特征點累積耗能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個試件在破壞點的延性系數(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，有利于在強震作用時耗散大量地震能量，進而延緩墻肢破壞。

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混凝土，會進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；正負方向位移延性系數(shù)的平均值提高15.60%。峰值過后，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備能力。