基于塑性損傷本構(gòu)的雙層模塊裝配式組合剪力墻抗震性能研究

李武雄

（深圳地鐵置業(yè)集團(tuán)有限公司，深圳 518026）

0 引言

隨著我國(guó)制造業(yè)水平的提升以及對(duì)解決日益惡化的環(huán)境問(wèn)題的迫切需求，建筑業(yè)作為能耗高、污染大的產(chǎn)業(yè)被推向風(fēng)口浪尖。國(guó)家陸續(xù)出臺(tái)一系列的政策，在我國(guó)大力推廣裝配式結(jié)構(gòu)并將裝配式結(jié)構(gòu)作為一種解決建筑業(yè)目前處境的有效手段之一[1-2]。而鋼-混凝土組合剪力墻作為一種新型的抗側(cè)力構(gòu)件，它具有較高的抗側(cè)剛度及良好的耗能能力和延性性能特點(diǎn)，是國(guó)家大力推薦采用的裝配式建筑結(jié)構(gòu)中的一種常用構(gòu)件。呂西林等[3]通過(guò)試驗(yàn)和數(shù)值模擬對(duì)內(nèi)置鋼板鋼筋混凝土剪力墻的破壞形態(tài)、延性、抗剪強(qiáng)度和剛度等進(jìn)行研究。郭彥林等[4-5]研究發(fā)現(xiàn)兩層單跨鋼框架內(nèi)嵌組合鋼板剪力墻具有良好的抗震性能，但是會(huì)產(chǎn)生拉力帶，對(duì)框架產(chǎn)生不利影響，而且承載力、剛度與耗能能力有不同程度的退化。針對(duì)四邊連接在框架柱上產(chǎn)生較大附加彎矩和軸向力致使受力機(jī)理復(fù)雜的問(wèn)題，郭蘭慧等[6-9]開(kāi)展了僅與框架梁上下連接的組合鋼板剪力墻，發(fā)現(xiàn)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)可防止其對(duì)框架柱的不利影響，實(shí)現(xiàn)跨內(nèi)靈活布置。顧強(qiáng)、繆遠(yuǎn)宏等[10-11]通過(guò)研究給出了鋼板組合剪力墻的簡(jiǎn)化分析理論，給出了混凝土板厚度和栓釘需求的計(jì)算公式。

然而現(xiàn)有針對(duì)組合剪力墻的研究中大多采用了材料彈塑性本構(gòu)關(guān)系，沒(méi)有考慮材料在加載過(guò)程中出現(xiàn)的損傷行為對(duì)構(gòu)件力學(xué)性能的影響，與其實(shí)際力學(xué)行為可能存在一定的差別。此外，現(xiàn)有文獻(xiàn)多針對(duì)單層組合剪力墻構(gòu)件的抗震性能研究。為此，本文同時(shí)考慮混凝土和鋼材的塑性損傷本構(gòu)關(guān)系，基于ABAQUS軟件建立雙層模塊裝配式組合剪力墻的三維有限元計(jì)算模型，首先結(jié)合模型試驗(yàn)驗(yàn)證了所建有限元模型的合理性，然后探討了高厚比、跨高比、栓釘間距、混凝土強(qiáng)度等參數(shù)對(duì)雙層模塊裝配式組合剪力墻承載能力、鋼板及混凝土破壞的影響規(guī)律，為此類結(jié)構(gòu)抗震分析與設(shè)計(jì)提供參考借鑒。

1 雙層模塊裝配式組合剪力墻有限元模型

1.1 組合剪力墻概況

雙層模塊裝配式組合剪力墻試件由預(yù)制完成的單個(gè)剪力墻模塊通過(guò)高強(qiáng)螺栓連接組成，如圖1所示。每個(gè)模塊主要由焊有外伸板的連接件與焊有栓釘?shù)膬?nèi)藏鋼板焊接組成鋼構(gòu)件，鋼構(gòu)件再與現(xiàn)澆混凝土板組合完成單個(gè)模塊的預(yù)制后，再用高強(qiáng)螺栓將兩個(gè)剪力墻模塊連接形成單層組合剪力墻。等兩單層組合剪力墻安裝完成后，再用高強(qiáng)螺栓將其與上下鋼梁相連，最后形成一雙層模塊裝配式組合剪力墻。剪力墻模塊平面尺寸900×450 mm，內(nèi)藏鋼板880×430 mm，外掛混凝土板880×430 mm，鋼板厚4 mm、Q235B型鋼，混凝土板厚50 mm、C40；模塊之間采用8.8級(jí)M16螺栓連接，螺栓間距100 mm。

圖1 三維組裝示意圖Fig.1 Three dimensional assembly diagram

1.2 有限元模型建立

混凝土應(yīng)力-應(yīng)變關(guān)系采用塑性損傷模型，即文獻(xiàn)Popovics S[12]和Yip W K[13]提出本構(gòu)公式，可以很好模擬低圍壓時(shí)，混凝土受到的單調(diào)、循壞或者動(dòng)載作用下的力學(xué)行為，如圖2所示?；炷帘緲?gòu)計(jì)算公式：

圖2 混凝土應(yīng)力-應(yīng)變本構(gòu)關(guān)系Fig.2 Stress-strain constitutive relation of concrete

式（1）、（2）中：σ′cu為混凝土的極限抗壓強(qiáng)度；σc為混凝土壓應(yīng)力；εc為混凝土壓應(yīng)變；m為曲線擬合參數(shù)，m=0.8+σ′cu/17；Ec為初始切線模量，作用下的混凝土壓應(yīng)變；K由下式可得：

混凝土拉伸應(yīng)力-應(yīng)變關(guān)系采用Stramandinoli R S B[14]給出的本構(gòu)關(guān)系：

式（3）中：fct為混凝土極限抗拉強(qiáng)度；εcr為fct對(duì)應(yīng)的拉伸應(yīng)變；σct為混凝土拉應(yīng)力；ε為混凝土拉應(yīng)變；α為指數(shù)衰減參數(shù)；n=Es/Ec，Es為鋼材彈性模量；ρ為混凝土配筋率。

混凝土損傷塑性模型可以通過(guò)損傷參數(shù)來(lái)定義混凝土在循環(huán)荷載下引起的剛度退化和剛度恢復(fù)效應(yīng)，避免軟化段的復(fù)雜處理。假定混凝土材料主要存在兩種主要破壞：拉伸開(kāi)裂和壓縮破碎，這兩種主要破壞引起的彈性模量變化可以采用損傷因子d（拉壓損傷因子分別為dt和dc）描述，當(dāng)dt=0時(shí)，表示混凝土還沒(méi)有發(fā)生拉伸損傷，此時(shí)混凝土拉伸剛度未退化；當(dāng)dt=1時(shí)，表示混凝土將完全拉伸破壞，此時(shí)混凝土拉伸剛度為0；當(dāng)dc=0時(shí)，表示混凝土還沒(méi)有發(fā)生壓縮損傷，此時(shí)混凝土壓縮剛度未退化；當(dāng)dc=1時(shí)，表示混凝土將完全受壓破壞，此時(shí)混凝土壓縮剛度為0；具體計(jì)算公式如下：

式（6）、（7）中：st、sc分別為與應(yīng)力反向時(shí)剛度恢復(fù)的應(yīng)力狀態(tài)有關(guān)參數(shù)，可以用以下方程式定義：

式（8）～（10）中：權(quán)重因子ht和hc控制著反向加載時(shí)混凝土材料剛度的恢復(fù)?；炷恋脑囼?yàn)結(jié)果表明，當(dāng)荷載由拉伸變?yōu)閴嚎s時(shí)，只要裂紋閉合就可使壓縮剛度得到恢復(fù)，即ht=0；另一方面一旦出現(xiàn)壓碎微裂紋，當(dāng)荷載由壓縮變?yōu)槔鞎r(shí)，拉伸剛度將不能恢復(fù)，即hc=0。

對(duì)于理想彈塑性模型，根據(jù)鋼材力學(xué)性能試驗(yàn)，確定鋼材的本構(gòu)關(guān)系。以Mises折算應(yīng)力作為鋼材屈服的判斷依據(jù)，Mises折算應(yīng)力按式（11）計(jì)算：

式（11）中：σm為Mises折算應(yīng)力；σ1、σ1、σ1分別為計(jì)算Mises折算應(yīng)力處材料的第一主應(yīng)力、第二主應(yīng)力和第三主應(yīng)力。

對(duì)于鋼材損傷本構(gòu)模型采用文獻(xiàn)[15]給出的應(yīng)力三軸度起始損傷準(zhǔn)則模型。假設(shè)鋼材中的等效塑性應(yīng)變?chǔ)拧l累計(jì)達(dá)到發(fā)生起始損傷的等效塑性應(yīng)變?chǔ)拧l0時(shí)，鋼材內(nèi)部發(fā)生損傷。為了減少確定鋼材損傷路徑的難度，且能適合鋼材損傷的應(yīng)用，Yu HL等[16]建議將Lee和Wierbicki在文獻(xiàn)[17]中的等效塑性損傷應(yīng)變?chǔ)拧l0與應(yīng)力三軸度η路徑簡(jiǎn)化表示為下式的形式：

式（12）中：C1為鋼材平板純剪切狀態(tài)下（η=0）的等效塑性損傷應(yīng)變?chǔ)?shear0；C2為鋼材開(kāi)口圓棒單軸拉伸時(shí)（η=η0）的等效塑性損傷應(yīng)變?chǔ)?axi0；η0為一常數(shù)。C2可以通過(guò)軸對(duì)稱拉伸試件斷裂后的截面縮小面積AR來(lái)確定：

另外C1與C2又可通過(guò)式（13）、（14）進(jìn)行換算：

式（13）、（14）中：K、n為鋼材硬化參數(shù)，在鋼材拉伸試驗(yàn)的真實(shí)應(yīng)力-應(yīng)變曲線上取屈服應(yīng)力到極限應(yīng)力段可通過(guò)式（9）擬合算出K、n。

如圖3所示，鋼材在不同應(yīng)力三軸度區(qū)段內(nèi)分別發(fā)生剪切損傷（-1/3≤η≤0）、復(fù)合損傷（0≤η≤η0）與延性孔洞擴(kuò)展損傷（η≥η0）三種損傷形式，分別對(duì)應(yīng)鋼材在壓縮、剪拉與拉伸狀態(tài)時(shí)損傷的情況。當(dāng)鋼材承受的等效塑性應(yīng)變?cè)谇€下方時(shí)，鋼材不發(fā)生損傷；反之，當(dāng)鋼材的等效塑性應(yīng)變超過(guò)曲線，則進(jìn)入損傷狀態(tài)。此時(shí)鋼材峰值應(yīng)力后的下降路徑可以表示為式（16）中剩余應(yīng)力的形式。在應(yīng)力下降的區(qū)段內(nèi)，鋼材的剩余模量與剩余應(yīng)力之間的關(guān)系可由標(biāo)量D來(lái)表示：

圖3 簡(jiǎn)化后鋼材應(yīng)力三軸度與等效塑性損傷應(yīng)變路徑Fig.3 Stress triaxiality and equivalent plastic damage strain path of simplified steel Stress

式（15）、（16）中：E、σ為鋼材的彈性模量與屈服應(yīng)力；、為鋼材應(yīng)力下降段內(nèi)的剩余模量與剩余應(yīng)力；D定義為鋼材的損傷因子，取值范圍在[0，1]之間。因損傷因子應(yīng)表示為鋼材等效塑性應(yīng)變的函數(shù)，考慮到在有限元模擬中單元的敏感性，將鋼材損傷因子D用式（17）與塑性位移比的函數(shù)關(guān)系來(lái)表示。

內(nèi)藏鋼板和連接件、內(nèi)藏鋼板和栓釘以及連接件和外伸板間的連接在實(shí)際現(xiàn)場(chǎng)施工中皆使用焊接方式，故在模擬中用綁定“Tie”約束模擬；栓釘與現(xiàn)澆混凝土之間的作用采用嵌入方式來(lái)模擬；鋼構(gòu)件與兩側(cè)混凝土板的接觸法向方向采用“硬接觸”，切向采用庫(kù)倫摩擦，摩擦系數(shù)為0.25。對(duì)高強(qiáng)螺栓施加相應(yīng)預(yù)應(yīng)力，且高強(qiáng)螺栓與外伸板間相接部分采用有摩擦的“硬”接觸。型鋼和混凝土材料均采用8節(jié)點(diǎn)六面體線性減縮積分三維實(shí)體單元C3D8R模擬。采用結(jié)構(gòu)化網(wǎng)格劃分方法對(duì)部件進(jìn)行網(wǎng)格劃分。

底部框架梁采用固結(jié)約束形式，即約束6個(gè)自由度。為模擬上部加載梁往復(fù)運(yùn)動(dòng)，在有限元模型中限制加載梁除了加載方向外的其他方向的運(yùn)動(dòng)，并設(shè)置一個(gè)參考點(diǎn)，將加載梁上所以節(jié)點(diǎn)的所有自由度與參考點(diǎn)耦合，再通過(guò)參考點(diǎn)對(duì)構(gòu)件進(jìn)行力和位移加載，如圖4所示。參考點(diǎn)僅有沿加載梁梁長(zhǎng)方向的運(yùn)動(dòng)，其他方向的位移均為零。圖5為加載制度示意圖。

圖4 有限元模型示意圖Fig.4 Schematic diagram of FEM

圖5 加載示意圖Fig.5 Loading diagram

1.3 有限元模型驗(yàn)證

為驗(yàn)證上述雙層模塊裝配式組合剪力墻建模方法的合理性，采用如圖6所示的單層裝配式組合剪力墻的抗震性能試驗(yàn)研究成果[18]，對(duì)上述有限元模型的建模方式、本構(gòu)關(guān)系及邊界處理加以驗(yàn)證。本文與該文獻(xiàn)研究的不同之處僅在于雙層與單層的區(qū)別，其余模型參數(shù)都一致，因而驗(yàn)證結(jié)果具有較高的可信度。

圖6 單層裝配式組合剪力墻Fig.6 Single-layer fabricated composite shear wall

圖7給出了試件在加載完成后，內(nèi)藏鋼板和外掛混凝土板的破壞圖，圖8為兩者在數(shù)值模擬完成后的破壞圖。從圖8（a）和圖8（b）中可以看出，試驗(yàn)中內(nèi)藏鋼板的破壞主要集中在框架的四個(gè)角部，其中底端的角部破壞最大，同時(shí)內(nèi)藏鋼板表面出現(xiàn)了明顯的“拉力帶”，通過(guò)對(duì)比可知，這與模擬的結(jié)構(gòu)圖完全吻合。從圖8（c）和圖8（d）中可以看出，對(duì)于外掛混凝土板，試驗(yàn)中在螺栓孔和角部出現(xiàn)破壞，模擬中混凝土板的壓縮和拉伸損傷主要出現(xiàn)在螺栓孔和角部，兩者的破壞形態(tài)基本吻合。圖9給出了滯回曲線試驗(yàn)與有限元結(jié)果的對(duì)比圖，表2為部分參數(shù)對(duì)比結(jié)果?？梢?jiàn)，當(dāng)型鋼材料僅采用彈塑性強(qiáng)化本構(gòu)時(shí)，模型隨著加載位移的增加，其承載能力一直在增加，與試驗(yàn)結(jié)果難以吻合。當(dāng)型鋼材料采用塑性損傷本構(gòu)時(shí)，模擬滯回曲線與試驗(yàn)結(jié)果具有很好的一致性：彈性階段隨位移角的增加承載力也隨之增加，型鋼進(jìn)入屈服后承載力增長(zhǎng)放緩，鋼材開(kāi)始進(jìn)入損傷狀態(tài)，最后因鋼板損傷過(guò)大而造成承載力不斷下降。試驗(yàn)與數(shù)值模擬結(jié)果屈服荷載、峰值承載力、初始剛度的誤差分別為6.23%、1.05%、5.40%，雖然存在一定的差異，但從對(duì)比結(jié)果來(lái)看，其精確度已能滿足工程要求，說(shuō)明所采用的建模方式和考慮塑性損傷本構(gòu)關(guān)系能較好地反映組合剪力墻試件的真實(shí)受力性能，可為后續(xù)雙層模塊化裝配式組合剪力墻的參數(shù)分析提供支撐。

圖7 試件破壞圖Fig.7 Diagram of specimen failure

圖8 試件破壞圖Fig.8 Diagram of specimen failure

圖9 滯回曲線對(duì)比圖Fig.9 Comparison diagram of hysteretic curve

2 抗震性能參數(shù)分析

2.1 計(jì)算工況

為探究該雙層模塊裝配式組合剪力墻的抗震性能，通過(guò)改變基本模型的跨高比、高厚比、混凝土板強(qiáng)度和栓釘間距4個(gè)變量，并基于上述所建立的雙層組合剪力墻的有限元模型為基本模型（S2）與傳統(tǒng)普通剪力墻（S16）進(jìn)行對(duì)比（見(jiàn)表2），分析不同因素對(duì)該剪力墻抗震性能的影響，具體工況見(jiàn)表3。

表2 試驗(yàn)與有限元模擬結(jié)果對(duì)比Table 2 Comparison of test and simulation results

表3 分析工況表Table 3 Condition table

2.2 計(jì)算結(jié)果分析

2.2.1 承載力與滯回曲線

圖10、11分別給出了不同參數(shù)條件下構(gòu)件的骨架曲線和滯回曲線?？梢钥闯?，各工況模型骨架曲線的變化趨勢(shì)較為相同，可分為三個(gè)階段：第一階段從初始加載到拐點(diǎn)為彈性階段；第二階段從拐點(diǎn)到承載力達(dá)到峰值處，為塑性屈服階段；前兩階段承載力均隨加載逐漸增大，其后因型鋼和混凝土材料都考慮了塑性損傷本構(gòu)，材料因損傷而導(dǎo)致承載力出現(xiàn)下降趨勢(shì)，滯回環(huán)捏縮效應(yīng)不斷加強(qiáng)，此為第三階段。整個(gè)加載過(guò)程，各工況承載力變化穩(wěn)定，未出現(xiàn)突變，所研究的雙層模塊裝配式組合剪力墻表現(xiàn)出良好的力學(xué)行為。

由表4可知，跨高比為從1/4增加到6/4時(shí)（S1～S4），對(duì)應(yīng)峰值承載力分別為471 kN、1121 kN、2282 kN、2781 kN和屈服承載力分別為334 kN、962 kN、1956 kN、2389 kN。相對(duì)比S1而言，S2、S3和S4的峰值承載力分別提高了1.38倍、3.86倍和4.90倍，屈服承載力也分別提高1.88倍、4.85倍和6.15倍。從圖11（a）可以發(fā)現(xiàn)，隨跨高比增大滯回曲線越來(lái)越飽滿?？梢?jiàn)，跨高比對(duì)雙層模塊化裝配式組合剪力墻的承載能力影響顯著，較大的跨高比有利于提高剪力墻的承載力。

圖11 滯回曲線對(duì)比圖Fig.11 Hysteretic curve comparison

表4 承載力性能對(duì)比表Table 4 Comparison table of bearing capacity performance

隨著高厚比的減?。⊿5～S8），構(gòu)件承載能力提高明顯。相對(duì)比S5而言，S6、S7和S8峰值承載力分別提高21.7%、40.2%和55.5%，屈服承載力分別提高23.1%、45.6%和63.0%?？梢?jiàn)，增加鋼板的厚度可提高構(gòu)件的屈服位移及屈服承載力，有利于提升構(gòu)件抗震性能。此外，從圖10（c、d）和11（c、d）可知，隨混凝土強(qiáng)度和栓釘間距的增大，構(gòu)件滯回曲線和骨架曲線基本一致，混凝土強(qiáng)度和栓釘間距對(duì)承載力的影響不大。

圖10 骨架曲線對(duì)比圖Fig.10 Skeleton curve comparison

2.2.2 剛度退化分析

割線剛度為同次加載過(guò)程中，骨架曲線上推拉兩個(gè)方向荷載絕對(duì)值之和與位移絕對(duì)值之和的比值，剛度退化率為每一割線剛度與初始剛度的比值，兩者反映了試件在往復(fù)加載過(guò)程中塑性損傷累積程度。圖12、圖13為剪力墻在不同跨高比、高厚比、混凝土強(qiáng)度和栓釘間距下割線剛度和剛度退化率對(duì)比圖，表5為剛度對(duì)比表。

表5 剛度對(duì)比表Table 5 Stiffness comparison

圖13 剛度退化率對(duì)比圖Fig.13 Comparison of stiffness degradation rate

從圖12和13可以看出，加載過(guò)程中各試件剛度退化比較穩(wěn)定，未出現(xiàn)剛度突變情況。對(duì)比組合剪力墻S2和普通剪力墻S16可知，S2初始剛度和最終剛度都比S16高，說(shuō)明組合鋼板剪力墻具有更優(yōu)的抗側(cè)能力。跨高比對(duì)割線剛度的影響最為顯著（如跨高比從1/4增至6/4，初始剛度從68.9 kN/mm增至541.5 kN/mm，提高7.73倍），高厚比影響次之，而混凝土強(qiáng)度和栓釘間距對(duì)割線剛度幾乎沒(méi)有影響。

圖12 割線剛度對(duì)比圖Fig.12 Secant stiffness comparison

2.2.3 混凝土板損傷分析

混凝土損傷塑性模型可以通過(guò)損傷參數(shù)來(lái)定義混凝土在循環(huán)荷載下引起的剛度退化和剛度恢復(fù)效應(yīng)，避免軟化段的復(fù)雜處理?；炷敛牧现饕嬖诶扉_(kāi)裂和壓縮破碎兩種形式，這兩種破壞引起的彈性模量變化可采用損傷因子d描述，損傷因子越大，表示混凝土受損程度越高。圖14和圖15給出了模型第一層混凝土板分別在屈服點(diǎn)δy、峰值點(diǎn)δm和極限點(diǎn)δu的壓縮損傷云圖和拉伸損傷云圖對(duì)比。隨混凝土強(qiáng)度增大，組合剪力墻混凝土的壓縮損傷和拉伸損傷均有所增加，尤其中間區(qū)域增加明顯，如圖14、15（a～d）所示。

圖15 混凝土板拉伸損傷云圖Fig.15 Contours of tension damage of concrete slab

隨栓釘間距增大，混凝土損傷分布區(qū)域趨向集中于四個(gè)角部，且損傷因子降低，破壞形態(tài)趨于穩(wěn)定，如圖14、15（e～g）所示。進(jìn)一步分析可知，相比S14（栓釘間距150 mm），當(dāng)增大間距到200 mm時(shí)，由于栓釘與混凝土板的協(xié)同作用降低，栓釘與混凝土板協(xié)作的整體性降低，抵抗破壞的能力下降；當(dāng)減小間距到100 mm時(shí)，栓釘與混凝土板的協(xié)同作用雖然增強(qiáng)，但破壞了混凝土板的整體性，故抵抗破壞的能力同樣降低?？梢?jiàn)，栓釘間距對(duì)該組合剪力墻混凝土板力學(xué)性能的影響較大，建議栓釘間距取150 mm。

圖14 混凝土板壓縮損傷云圖Fig.14 Contours of compression damage of concrete slab

2.2.4外伸板與高強(qiáng)螺栓分析

外伸板與高強(qiáng)螺栓在極限位移角時(shí)的應(yīng)力云圖如圖16所示。外伸板和螺栓的最大應(yīng)力主要集中在上下兩端，這主要是由于連接件和混凝土板共同的擠壓作用造成的，且在整個(gè)加載過(guò)程中外伸板和螺栓的最大應(yīng)力值均未達(dá)到破壞應(yīng)力。對(duì)比S1～S4可知，隨著跨高比的增大，連接件在加載過(guò)程中的最大應(yīng)力是先增大后減小的，而高強(qiáng)螺栓的最大應(yīng)力卻逐漸減??；對(duì)比S5～S8可知隨著高厚比的減小，連接件在加載過(guò)程中的最大應(yīng)力是逐漸減小，而高強(qiáng)螺栓的最大應(yīng)力卻逐漸增大。隨著混凝土強(qiáng)度的增加，外伸板的應(yīng)力有所減小，但是變化幅度不大，限于篇幅未給出云圖。

圖16 外伸板與高強(qiáng)螺栓應(yīng)力云圖Fig.16 Stress contours of overhanging plate and high strength bolt

3 結(jié)論

考慮材料的塑性損傷本構(gòu)關(guān)系模型，研究了不同參數(shù)條件下雙層模塊裝配式組合剪力墻結(jié)構(gòu)的抗震性能，結(jié)論如下：

（1）所考慮混凝土材料塑性損傷本構(gòu)和型鋼應(yīng)力三軸度準(zhǔn)則可以較為準(zhǔn)確地模擬組合剪力墻在荷載作用下的承載和變形特征，模型力學(xué)性能隨加載呈三階段變化特征。

（2）雙層模塊組合剪力墻具有良好的抗震性能，跨高比、鋼板厚度增大有利于提高剪力墻構(gòu)件的承載力和滯回性能，而混凝土強(qiáng)度和栓釘間距對(duì)承載力和滯回性能的影響不大。

（3）模塊組合剪力墻具有較好的抗側(cè)能力，構(gòu)件剛度退化比較穩(wěn)定，未出現(xiàn)剛度突變現(xiàn)象，跨高比對(duì)割線剛度的影響最大、高厚比次之、混凝土強(qiáng)度和栓釘間距幾乎無(wú)影響。

（4）混凝土材料的壓縮和拉伸損傷隨混凝土強(qiáng)度增大均有所增加，栓釘間距對(duì)混凝土的損傷發(fā)展行為影響較大，建議栓釘間距取150 mm。

（5）外伸板和螺栓的最大應(yīng)力主要集中在上下兩端，跨高比和高厚比對(duì)二者的應(yīng)力變化的影響較大，混凝土強(qiáng)度的影響較小。