兩邊連接暗支撐預(yù)制墻板抗震性能分析

李 彬，王 湛,2，王 鵬，潘建榮,2，范延靜，覃健桂

(1.華南理工大學(xué) 土木與交通學(xué)院，廣州 510640；2.華南理工大學(xué) 亞熱帶建筑科學(xué)國家重點實驗室，廣州 510640；3.東莞理工學(xué)院 土木工程系，廣東 東莞 523808)

鋼框架結(jié)構(gòu)具有可裝配、施工周期短等優(yōu)勢，但其同樣存在側(cè)向剛度較弱、水平荷載作用下變形大等不足，設(shè)計中常通過增加抗側(cè)力體系滿足實際工程需求[1-3]。預(yù)制墻板作為優(yōu)良的抗側(cè)力體系，一直被廣泛應(yīng)用于鋼框架結(jié)構(gòu)的抗震及加固，其與主體結(jié)構(gòu)的連接及內(nèi)部骨架構(gòu)造方式直接影響結(jié)構(gòu)體系的抗震性能[4-5]。因此，如何合理地設(shè)計預(yù)制墻體內(nèi)部構(gòu)造及其連接方式，對裝配式鋼框架結(jié)構(gòu)的安全性能及推廣起著至關(guān)重要的作用。

傳統(tǒng)預(yù)制墻板與鋼框架梁柱多采用四邊連接，但經(jīng)過大量試驗及理論分析表明：此類連接會導(dǎo)致柱承受較大彎矩，可能出現(xiàn)柱過早失穩(wěn)現(xiàn)象，影響結(jié)構(gòu)整體抗震性能[6]。在此基礎(chǔ)上，國內(nèi)外學(xué)者對預(yù)制墻板連接方式進行深入研究，Xue等[7]提出了一種預(yù)制墻板與上下梁相連的兩邊連接，并通過試驗及理論方法進行深入分析，結(jié)果表明，兩邊連接能有效傳遞荷載，避免柱承受過大彎矩，具有良好的延性及耗能性能?；趪庀嚓P(guān)研究成果，郭蘭慧等[8-9]針對兩邊連接的細(xì)部構(gòu)造進行分析，提出一系列有益的改進措施。

結(jié)合兩邊連接，國內(nèi)外學(xué)者開展了考慮此類連接影響的鋼板剪力墻性能研究。在鋼框架結(jié)構(gòu)中采用鋼板剪力墻作為抗側(cè)力體系，其穩(wěn)定問題突出，往往需通過設(shè)置加勁肋或增大板厚的方式避免鋼板過早失穩(wěn)，使鋼板剪力墻在實際加工過程中制作復(fù)雜、經(jīng)濟性差[10-11]。因此，在此基礎(chǔ)上，郭蘭慧等[12-15]提出兩邊混凝土板約束的防屈曲鋼板剪力墻，有效解決了傳統(tǒng)鋼板剪力墻過早失穩(wěn)的問題，但為了保證內(nèi)置鋼板與混凝土約束板協(xié)調(diào)的工作性能，需要對鋼板設(shè)置復(fù)雜構(gòu)造，使得生產(chǎn)工藝復(fù)雜、不利于預(yù)制構(gòu)件的流水化作業(yè)。

因此，本文在現(xiàn)有兩邊連接、組合鋼板剪力墻的研究成果上，設(shè)計了一種適用于多、高層裝配式鋼框架結(jié)構(gòu)的新型暗支撐預(yù)制墻板，其具有制作工藝簡單、便于安裝等特點。通過設(shè)計6個預(yù)制墻板試件，并進行循環(huán)加載試驗，分析該類型墻板的抗剪承載力、延性、耗能能力等抗震性能。通過建立精細(xì)化有限元模型，進行參數(shù)化分析，驗證試驗結(jié)果準(zhǔn)確性，進而為該類墻板在實際工程中的應(yīng)用提供指導(dǎo)。

1 試驗概況

1.1 試件設(shè)計與制作

通過對多組預(yù)制墻板進行有限元模擬分析，初步明確不同暗柱構(gòu)造、上部連接件構(gòu)造形式等變化，導(dǎo)致試件薄弱位置存在顯著差異。因此，本文以墻厚(bw)、墻寬(w)、剪跨比(λ)、混凝土類型、邊柱構(gòu)造及連接構(gòu)造為參數(shù)，共設(shè)計6個縮尺比為2∶3的帶暗支撐預(yù)制墻板試件，編號為SJ-1～SJ-6，其主要設(shè)計參數(shù)如表1所示。

表1 試件設(shè)計參數(shù)

參考常見工程實例，預(yù)制墻板高設(shè)為2 000 mm，鋼支撐均采用寬度50 mm、厚度10 mm的鋼板進行制作，暗柱截面規(guī)格分別為[63.0×40.0×4.8×7.5、I50×50×5×5，板內(nèi)設(shè)置雙層雙向構(gòu)造鋼筋網(wǎng)。依據(jù)剪跨比不同，分別設(shè)置5個或9個長度及間距均為100 mm的4.6級Φ16抗剪栓釘。為了快速精確地定位及安裝預(yù)制墻板，在上、下梁處各焊接一條與墻板寬度等長的豎向定位焊接件，待墻板安裝定位后，采用12.9級M24螺栓將連接角鋼、預(yù)埋T型件及豎向定位焊接板進行連接。同時，連接角鋼與加載框架梁采用12.9級M20螺栓進行連接，其中上部T型件與角鋼連接螺栓孔采用長圓孔構(gòu)造(試件SJ-5采用普通圓孔)，下部采用普通圓孔。各試件節(jié)點板尺寸、焊接件與連接角鋼開孔布置方式保持一致，其細(xì)部構(gòu)造如圖1所示。

(a)

為降低墻板整體質(zhì)量，使用免燒結(jié)粉煤灰陶粒替代傳統(tǒng)粗骨料，采用容重法對C10陶?；炷吝M行配比設(shè)計。整個試驗過程共進行兩次適配，最終形成陶?；炷僚浔确桨福绫?所示。

表2 陶粒混凝土材料組分

試件中鋼支撐及暗柱均選用Q345鋼，依據(jù)規(guī)范GB/T 501 07—2010《混凝土強度檢驗評定標(biāo)準(zhǔn)》、GB 6397—1986《金屬拉伸試驗試樣》、GB/T 2975—2018《鋼及鋼產(chǎn)品 力學(xué)性能試驗取樣位置及試樣制備》對預(yù)制墻板關(guān)鍵部位進行材性試驗分析，得到混凝土立方體抗壓強度標(biāo)準(zhǔn)值(fcu,k)、軸心抗壓強度(fck)、軸心抗拉強度(ftk)及彈性模量(Ec)，如表3所示。鋼筋及鋼板的屈服強度(fy)、極限強度(fu)、彈性模量(E)及伸長率(δ)，如表4所示?！?/p>

表3 混凝土材料性能

表4 鋼筋及鋼板材料性能

1.2 加載方案與測點布置

試驗在華南理工大學(xué)亞熱帶建筑科學(xué)國家重點實驗室完成，試件及加載裝置現(xiàn)場安裝，如圖2所示。為了評估預(yù)制墻板抗剪性能及其與鋼框架連接的性能，本次試驗采用受剪加載框架，將框架四點設(shè)置為鉸接，確保將水平剪力傳遞至預(yù)制墻板，同時限制墻板的剛體轉(zhuǎn)動和豎向移動。

圖2 試件裝置圖

考慮墻板試驗可能出現(xiàn)正、反兩側(cè)情況不同，為了便于記錄與描述試件的破壞，以靠近加載端的墻板一側(cè)為西側(cè)，遠(yuǎn)離加載端的一側(cè)為東側(cè)。通過在預(yù)制墻板東側(cè)上部布置一個水平位移計，測量墻板頂部水平位移。同時，在鋼骨架及鋼筋上布置單向應(yīng)變片監(jiān)測預(yù)制墻板關(guān)鍵部位變形情況，其位置如圖3所示。

(a)鋼筋網(wǎng)應(yīng)變測點布置

參照J(rèn)GJ/T 101—2015《建筑抗震試驗規(guī)程》[16]，采用水平力和位移混合控制加載模式。其加載過程分為兩個階段：第一階段，混凝土產(chǎn)生裂縫前，采用水平力控制進行低周往復(fù)加載(每級荷載循環(huán)加載一次)，至混凝土出現(xiàn)裂縫轉(zhuǎn)為第二階段加載；第二階段，通過位移控制進行加載(每級位移循環(huán)加載兩次)，以混凝土開裂位移Δ作為增量步，至試件承載力下降至峰值荷載的85%時，結(jié)束加載。試驗加載制度如圖4所示。

圖4 擬靜力加載制度

2 試驗結(jié)果及分析

2.1 試驗現(xiàn)象

當(dāng)試驗加載至預(yù)制墻板試件出現(xiàn)裂縫時，其一般為西側(cè)腳部出現(xiàn)水平裂縫；當(dāng)加載至2Δ時，僅試件SJ-2、SJ-4開始出現(xiàn)沿鋼支撐方向的斜裂縫；當(dāng)加載至4Δ時，其余試件出現(xiàn)沿鋼支撐方向的斜裂縫；隨著試驗加載位移不斷增大，最終由于試件承載力大幅下降或產(chǎn)生連接破壞，停止加載。上述試件表現(xiàn)為3種破壞模式：鋼支撐屈曲、鋼支撐及暗柱下部連接斷裂、高強螺栓剪切破壞。

(1)鋼支撐屈曲破壞(試件SJ-1及SJ-3)：西側(cè)腳部混凝土首先被壓碎退出工作，隨著試驗加載位移地增大，底部混凝土大面積剝落，鋼支撐受混凝土的外部約束逐步減小，由于承擔(dān)過大的側(cè)向壓力，造成其面外變形逐步增大，最終使得鋼支撐屈曲導(dǎo)致試件失效，如圖5(a)所示。

(2)鋼支撐及暗柱下部連接斷裂(試件SJ-2、SJ-4及SJ-6)：試件中下部兩側(cè)隨著加載位移地不斷增大，逐步出現(xiàn)呈中心對稱分布的裂紋，未出現(xiàn)貫通式裂縫，下部混凝土出現(xiàn)剝落現(xiàn)象，由于鋼支撐的變形被暗柱限制，未出現(xiàn)明顯面外變形，但暗柱承受較大拉力作用，使得試件最終因鋼支撐及暗柱的下部連接拉斷而失效，如圖5(b)所示。

(3)高強螺栓剪切破壞(試件SJ-5)：由于試件上部采用圓孔構(gòu)造角鋼進行連接，難以釋放加載過程中墻體產(chǎn)生的變形，進而形成較大的豎向剪切力，使得預(yù)制墻板在形成貫通裂縫前，因下部螺栓剪斷造成連接失效，如圖5(c)所示。

(a)鋼支撐屈曲

2.2 滯回曲線

以加載段產(chǎn)生的推力方向為加載正方向，拉力方向為負(fù)方向，各試件水平荷載-位移(P-Δ)滯回曲線及水平荷載-層間位移角(P-θ)滯回曲線，如圖6所示。在混凝土開裂前，各試件的滯回曲線基本呈直線型發(fā)展。隨著力和位移地不斷增大，試件開始出現(xiàn)裂縫，滯回曲線面積逐漸增大，結(jié)構(gòu)表現(xiàn)出一定的耗能能力，且隨著混凝土裂縫地不斷開展及壓碎，滯回曲線出現(xiàn)捏縮效應(yīng)。當(dāng)試驗轉(zhuǎn)為位移加載階段，由于荷載位移地不斷增大，試件外部混凝土不斷剝落，導(dǎo)致混凝土與鋼支撐黏結(jié)失效，且上部連接采用長圓孔，致使試件產(chǎn)生向上的位移，從而出現(xiàn)大量滑移現(xiàn)象，使得其滯回曲線由早期的弓形轉(zhuǎn)變?yōu)閆形。最終，試驗中所有試件均無明顯下降段，預(yù)制墻板的抗剪承載力由于支撐屈曲或暗柱拉斷，迅速下降至峰值承載力的85%以下。其中，當(dāng)支撐發(fā)生屈曲時，無暗柱構(gòu)造試件(SJ-1及SJ-3)的抗剪承載力會突然下降至100 kN以下，喪失繼續(xù)承載的能力；而設(shè)置暗柱構(gòu)造的試件(SJ-2、SJ-4及SJ-6)，當(dāng)暗柱拉斷或下部連接焊縫拉斷時，由于混凝土未完全剝落、鋼支撐未發(fā)生屈曲，其抗剪承載力雖然下降至峰值承載力的85%以下，但仍然具有一定的水平荷載。試件SJ-5未出現(xiàn)明顯下降段，主要是由于其上部連接角鋼采用圓孔構(gòu)造，造成高強螺栓剪切破壞，而預(yù)制墻板本身未出現(xiàn)貫通裂縫，仍具有承載能力。因此，為避免預(yù)制墻板在實際使用過程中，出現(xiàn)承載力突然下降、鋼構(gòu)件與混凝土黏結(jié)快速失效的問題，宜設(shè)置暗柱構(gòu)造，且對易于破壞的暗柱底部焊縫進行加強，并對鋼支撐表面進行黏結(jié)增強構(gòu)造處理；為了避免墻板與結(jié)構(gòu)的連接失效，保證整體結(jié)構(gòu)的使用安全性，宜采用長圓孔連接，釋放螺栓過大剪力。

(a)試件SJ-1

2.3 抗剪承載力與延性分析

各試件的骨架曲線如圖7所示，根據(jù)文獻[17]中屈服點的確定方法，采用等效能量法得到各試件屈服位移Δy、屈服位移角θy、屈服荷載Py、峰值位移Δmax、峰值位移角θmax、峰值荷載Pmax、極限位移Δu、極限位移角θu及極限荷載Pu及延性系數(shù)μ，如表5所示。其中，試件的延性系數(shù)為極限位移與屈服位移的比值。

從圖7的骨架曲線及表5的抗剪承載力計算結(jié)果可知：混凝土強度為C30的試件(SJ-3～SJ-6)，其初始剛度變化不大；混凝土強度為C10的試件(SJ-1、SJ-2)初始剛度小于強度為C30的試件。通過對比試件SJ-4與SJ-5發(fā)現(xiàn)，減小剪跨比、增大墻厚，其墻板的峰值位移降低至原來的1/2左右，但其峰值荷載提升16%。暗柱對試件峰值承載力提升的影響明顯，最高可達57%。其中工字鋼構(gòu)造大于槽鋼構(gòu)造，未設(shè)置暗柱的預(yù)制墻板抗剪承載力下大幅下降。所有試件的峰值位移角均大于1%，滿足我國規(guī)范中有關(guān)多、高層鋼結(jié)構(gòu)位移限值(1/250)的要求，具有良好的延性特點，符合結(jié)構(gòu)抗震設(shè)計規(guī)范中有關(guān)“中震可修”的設(shè)計理念。同時，對比分析試件SJ-1與SJ-3的延性系數(shù)可知，減小剪跨比、增大墻厚能有效提高預(yù)制墻板的延性性能；對比分析試件SJ-2、SJ-3、SJ-5及SJ-6可知，隨著預(yù)制墻板的混凝土強度增大，其延性系數(shù)增大，表明提高混凝土強度能有效提高試件延性，主要表現(xiàn)為試件極限位移增大；而對比試件SJ-3、SJ-5及SJ-6可知，暗柱構(gòu)造對試件延性系數(shù)影響不大。因此，為了保證預(yù)制墻板構(gòu)件的承載力及延性要求，宜設(shè)置暗柱構(gòu)造、使用較高強度等級混凝土。

圖7 試件骨架曲線

表5 骨架曲線特征點實測值

2.4 應(yīng)變分析

本文通過各試件的關(guān)鍵部位應(yīng)變及其不同失效模式，明確不同構(gòu)造預(yù)制墻板的荷載承擔(dān)機制。選取試件SJ-1、SJ-3 及SJ-5的西側(cè)下部鋼支撐應(yīng)變，SJ-6東側(cè)下部暗柱應(yīng)變進行分析，對應(yīng)水平荷載-應(yīng)變(P-ε)滯回曲線，如圖8所示。

(1)結(jié)合圖8(a)、圖8(b)可知，未設(shè)置暗柱的試件，在達到屈服荷載前，鋼支撐處于彈性階段，其滯回曲線基本呈直線型發(fā)展，但在中部和下部出現(xiàn)完全相反的變形，表明鋼支撐及下部節(jié)點板以壓剪變形為主，且節(jié)點板先于鋼支撐變形；在試件達到屈服荷載后，鋼支撐與節(jié)點板連接處已經(jīng)屈服，鋼支撐中部隨著力和位移地逐步增大而進入屈服狀態(tài)，其與試件SJ-1、SJ-3破壞時腳部鋼支撐屈曲的破壞現(xiàn)象相吻合。

(2)結(jié)合圖8(c)、圖8(d)可知，設(shè)置暗柱試件，在達到屈服荷載前，東側(cè)下部暗柱及西側(cè)下部鋼支撐的水平荷載-應(yīng)變滯回曲線基本呈直線發(fā)展，表明其處于彈性階段；隨著試驗加載至峰值荷載階段，鋼支撐及暗柱的變形不斷增大進入塑性階段，當(dāng)試件下部焊接強度不足時，會出現(xiàn)下部連接拉斷，表明此處相較傳統(tǒng)焊接設(shè)計應(yīng)進行局部加強。

(3)對比圖8(b)、圖8(c)可知，當(dāng)試件設(shè)置暗柱構(gòu)造時，對鋼支撐及下部連接產(chǎn)生約束作用，其在試件達到峰值荷載階段前仍處于彈性階段，具有一定的承載能力；而試件中未設(shè)置暗柱構(gòu)造，會導(dǎo)致鋼支撐與節(jié)點板過早發(fā)生屈曲變形，造成預(yù)制墻板抗剪承載力降低。

(a)試件SJ-1

2.5 耗能能力

參考JGJ/T 101—2015《建筑抗震試驗規(guī)程》，以每級循環(huán)荷載下等效阻尼系數(shù)ζeq為參考指標(biāo)，計算結(jié)果如圖9所示。在極限荷載處，不同試件等效阻尼系數(shù)相差較大，試件SJ-1及SJ-2(陶?；炷令A(yù)制墻板)的等效阻尼系數(shù)均大于0.2，最大為0.23；試件SJ-3～SJ-6(普通混凝土預(yù)制墻板)的等效阻尼系數(shù)則為0.14～0.17，結(jié)果表明采用陶粒混凝土的預(yù)制墻板耗能性能更好。相較于彭曉彤等研究中鋼筋混凝土墻板等效阻尼系數(shù)(0.082～0.115)、文獻[18]中鋼板剪力墻的等效阻尼系數(shù)(0.272～0.287)，本文提出的暗支撐預(yù)制墻板介于中間，且陶?；炷令A(yù)制墻板的等效阻尼系數(shù)接近鋼板剪力墻的等效阻尼系數(shù)，表明本文所設(shè)計試件具有良好的耗能性能。

圖9 各試件等效阻尼系數(shù)曲線

2.6 剛度退化

參考JGJ/T 101—2015《建筑抗震試驗規(guī)程》，以每級加載的滯回曲線割線剛度Ki的變化來描述預(yù)制墻板的剛度退化現(xiàn)象，為了直觀描述不同試件的剛度退化規(guī)律，本文對剛度進行無量綱化處理(Ki/K1)，得到的結(jié)果如圖10所示。從圖10可知，所有預(yù)制墻板試件在混凝土開裂前的力控制階段，其剛度迅速下降，表明隨著力和位移地不斷增大，試件的混凝土逐步出現(xiàn)損傷，使得剛度快速下降。當(dāng)預(yù)制墻板的混凝土開裂后，所有試件的剛度基本保持平穩(wěn)發(fā)展，這一階段試件的剛度主要有鋼構(gòu)件部分控制，其下降梯度較為緩慢。通過對比試件SJ-1與SJ-2、SJ-4與SJ-5可知:減小剪跨比、增大墻厚其剛度退化效應(yīng)更為明顯；而增加暗柱構(gòu)造，能降低試件的剛度退化效應(yīng)。

圖10 各試件剛度退化變化率曲線

3 有限元分析

3.1 有限元模型建立及其結(jié)果驗證

采用ABAQUS軟件對預(yù)制墻板建立精細(xì)化有限元模型，分析其主要構(gòu)件不同階段內(nèi)力變化情況。模型中采用T3D2單元模擬構(gòu)造鋼筋，其余構(gòu)件均采用C3DR8單元進行模型。普通混凝土采用GB 50010—2012《混凝土結(jié)構(gòu)設(shè)計規(guī)范》[19]中建議的本構(gòu)模型，陶?；炷敛捎脜⒖嘉墨I[20]中的本構(gòu)模型，Q345鋼材、高強螺栓及HPB300鋼筋均采用參考文獻[21]中的本構(gòu)模型。

本文通過分析試件在不同階段的應(yīng)力與塑性應(yīng)變發(fā)展情況，并將其與試驗結(jié)果對比，從而驗證有限元模型的準(zhǔn)確性。其中:混凝土部分參考文獻[22]中的DAMAGET云圖分析;構(gòu)造鋼筋、鋼筋網(wǎng)及鋼骨架采用MISES應(yīng)力云圖分析。以試件SJ-6為例，其不同階段的各組件塑性應(yīng)變，如圖11所示。開始加載至混凝土開裂位移階段，鋼筋網(wǎng)及預(yù)埋鋼骨架均處于彈性階段，而混凝土部分首先在西側(cè)腳部產(chǎn)生裂縫；在屈服階段，混凝土塑性應(yīng)變范圍擴大，裂縫不斷擴展，且鋼筋網(wǎng)及鋼骨架開始產(chǎn)生塑性應(yīng)變；隨著加載位移不斷增大，下部混凝土被壓碎退出工作，鋼骨架作為主要承力構(gòu)件，在西側(cè)腳部產(chǎn)生最大塑性應(yīng)變。依據(jù)上述分析結(jié)果及圖11中不同組件塑性發(fā)展歷程可知，有限元模型的傳力機理及各組件失效過程與試驗結(jié)果相符。

(a)混凝土開裂階段不同組件應(yīng)力及塑性應(yīng)變云圖

有限元模擬與試驗實測的骨架曲線對比分析結(jié)果，如圖12所示。由圖12可知，試件SJ-3～SJ-6的有限元模擬結(jié)果與試驗實測值基本吻合，能反映出結(jié)構(gòu)的剛度、強度變化規(guī)律。而試件SJ-1、SJ-2的有限元模擬結(jié)果大于試驗實測值，主要是由于C10陶?；炷良尤肱菽?，使得鋼骨架與混凝土界面黏結(jié)力變差，而有限元模擬直接采用“Embedded”接觸，放大了兩者之間的界面黏結(jié)力。因此，為保證后續(xù)有限元參數(shù)化研究的準(zhǔn)確性，混凝土部分均采用普通混凝土進行分析。

(a)試件SJ-1

3.2 有限元模型參數(shù)化分析

本文以試件SJ-5為基礎(chǔ)模型，選取混凝土強度、鋼支撐厚度及鋼支撐寬度為變化參數(shù)，探究其各參數(shù)對墻板抗震性能的影響，如表6所示。其中，基礎(chǔ)模型的參數(shù)分別為C30普通混凝土，槽鋼邊柱及預(yù)埋鋼骨架鋼材強度為Q345，鋼支撐寬度為50 mm、厚度為10 mm，墻板上部角鋼通過長圓孔構(gòu)造與加載梁連接。

表6 有限元分析模型參數(shù)設(shè)置

3.2.1 混凝土強度

通過改變有限元模型中混凝土材料參數(shù)，得到不同試件的屈服荷載和峰值荷載變化規(guī)律，如圖13所示。當(dāng)采用C10普通混凝土?xí)r，墻板抗剪承載力較純鋼骨架試件提高2.27倍，表明混凝土與預(yù)埋鋼骨架的組合作用能極大地提高預(yù)制墻板抗剪承載力。當(dāng)混凝土強度為C10～C30時，每級混凝土強度試件屈服荷載變化不大(2%以內(nèi))；當(dāng)強度為C40以上時，每級混凝土強度屈服荷載分別增長11.6%、7.2%及11.7%。相鄰強度混凝土的預(yù)制墻板試件峰值荷載變化幅度均在5%左右。為了充分發(fā)揮預(yù)制墻板的承載性能，建議暗支撐預(yù)制墻板在實際工程中，采用C30級以上混凝土。

圖13 混凝土強度與抗剪承載力的關(guān)系

3.2.2 鋼支撐鋼板厚度

通過改變有限元模型中鋼板支撐厚度參數(shù)，明確其對預(yù)制墻板的抗震性能影響，得到不同試件的屈服荷載和峰值荷載變化規(guī)律，如圖14所示。當(dāng)暗支撐鋼板厚度為4 mm時，相較于素混凝土墻板，其屈服荷載提升1.25倍，峰值荷載提升1.28倍。在屈服階段，暗支撐鋼板厚度以10 mm為分界點：當(dāng)大于10 mm時，每級厚度增加其屈服荷載提升15%以上;當(dāng)小于10 mm時，每級厚度增加其屈服強度提升5%以內(nèi)。同時，隨著暗支撐鋼板每級厚度地增加預(yù)制墻板峰值荷載提升幅度維持在5%～10%。

圖14 鋼支撐厚度與抗剪承載力的關(guān)系

3.2.3 鋼支撐鋼板寬度

基于不同鋼支撐鋼板厚度的有限元模擬結(jié)果，在用鋼量相同的條件下，改變鋼支撐寬度參數(shù)，得到不同試件的屈服荷載和峰值荷載變化規(guī)律，如圖15所示。暗支撐鋼板寬度以50 mm為分界點，大于50 mm時，每級寬度增加屈服荷載提升達15%以上，但其峰值抗剪承載力提升幅值維持在5%左右。而在試件中鋼板厚度和寬度等用鋼量變化時，增大鋼板寬度對提升抗剪承載力具有更顯著的效果。

圖15 鋼支撐寬度與抗剪承載力的關(guān)系

4 結(jié) 論

(1)兩邊連接暗支撐預(yù)制墻板破壞模式有鋼支撐屈曲、鋼支撐及暗柱下部連接斷裂、高強螺栓剪切破壞，設(shè)計時應(yīng)對T型件與節(jié)點板及暗柱焊縫進行局部加強，上部連接宜采用長圓孔構(gòu)造。

(2)兩邊連接暗支撐預(yù)制墻板的等效黏滯阻尼系數(shù)(0.14～0.23)位于常規(guī)鋼筋混凝土剪力墻(0.082～0.115)與鋼板剪力墻(0.272～0.287)之間，耗能性能優(yōu)良；其峰值位移均大于1%，滿足規(guī)范中的限值要求，具有良好的延性特點。

(3)采用陶?；炷粒茉鰪婎A(yù)制墻板的耗能能力；設(shè)置暗柱，能有效提高預(yù)制墻板的承載能力，防止鋼支撐發(fā)生屈曲破壞。

(4)隨混凝土強度等級提高，以C30為分界點，預(yù)制墻板的屈服荷載出現(xiàn)先平緩后顯著增加的變化趨勢；在鋼支撐鋼板用鋼量相同時，增大寬度較增大厚度對預(yù)制墻板的抗剪承載力提升更為顯著。