熊峰 何濤 周寧

摘要：以核電站屏蔽廠房剪力墻為原型，對含栓釘和加勁肋的雙鋼板混凝土組合剪力墻進(jìn)行低周往復(fù)加載抗剪試驗(yàn)研究.試件包含3個(gè)1︰4縮尺模型，變化參數(shù)為栓釘間距與加勁肋，分析了試件的破壞特征、承載力以及耗能情況.試驗(yàn)研究發(fā)現(xiàn)：組合墻體整體受力性能良好，具有較強(qiáng)的抗剪性能.通過設(shè)置加勁肋，能有效提高墻體承載能力、剛度和延性.在試驗(yàn)基礎(chǔ)上進(jìn)行了有限元數(shù)值模擬與參數(shù)研究，研究了混凝土強(qiáng)度、鋼板厚度、軸壓力和加勁肋設(shè)置對抗剪強(qiáng)度的影響程度，并初步建立了核電站雙鋼板剪力墻抗剪強(qiáng)度計(jì)算公式，為核電安全殼設(shè)計(jì)理論的建立打下了基礎(chǔ).

關(guān)鍵詞：雙鋼板混凝土剪力墻；栓釘間距；擬靜力試驗(yàn)；有限元分析；抗剪強(qiáng)度

中圖分類號：TU398.9文獻(xiàn)標(biāo)識碼：A

核能作為經(jīng)濟(jì)、清潔的能源，在我國有著廣闊的發(fā)展空間.屏蔽廠房作為核電站的最后一道安全保障，在防止核泄漏、飛機(jī)撞擊、地震等災(zāi)害時(shí)有著非常重要的作用.雙鋼板混凝土組合剪力墻以其良好的防撞擊性能、耗能能力以及方便模塊化施工的優(yōu)點(diǎn)在核電站屏蔽廠房中得到了應(yīng)用.目前我國部分在建和擬建的核電站采用了雙層鋼板內(nèi)填混凝土的組合剪力墻體作為屏蔽廠房安全殼[1].

雙鋼板混凝土組合剪力墻近年來在高層建筑中的應(yīng)用也很廣泛，國內(nèi)外專家學(xué)者對此做了相關(guān)的試驗(yàn)研究.Wright等[2-3]對雙面壓型鋼板混凝土剪力墻的受力性能進(jìn)行了低周往復(fù)加載試驗(yàn)，并和數(shù)值模擬結(jié)果進(jìn)行了對比，提出了相應(yīng)的設(shè)計(jì)方法.羅永峰[4]等在試驗(yàn)基礎(chǔ)上建立了雙鋼板的多組有限元模型，分析了影響墻體承載力的因素.聶建國等[5-6]對雙鋼板內(nèi)填高強(qiáng)混凝土的剪力墻試件進(jìn)行了試驗(yàn)，研究表明，該墻體具有良好的耗能能力和變形能力，適用于超高層建筑，并建立了相應(yīng)的雙鋼板剪力墻壓彎承載力的簡化公式.但大多數(shù)雙鋼板剪力墻的研究都是針對民用建筑，其構(gòu)造與核電站雙鋼板剪力墻有明顯的差別，例如高層雙鋼板剪力墻一般設(shè)有邊緣構(gòu)件，因此具有較強(qiáng)的抗剪能力.而核電站雙鋼板剪力墻不僅沒有邊緣構(gòu)件，而且通常鋼板內(nèi)也不配受力鋼筋.目前針對核電站雙鋼板剪力墻的研究很少，特別是抗剪性能試驗(yàn)非常缺乏，至今沒有抗剪強(qiáng)度計(jì)算公式，給核電安全殼設(shè)計(jì)帶來了障礙[7].

本文以AP1000核電站安全殼的雙鋼板混凝土結(jié)構(gòu)為原型，完成了3個(gè)雙鋼板混凝土剪力墻試件的低周往復(fù)加載試驗(yàn)，研究了栓釘間距和設(shè)置加勁肋對雙鋼板混凝土剪力墻抗剪強(qiáng)度的影響.得到墻體的破壞特征、滯回曲線和骨架曲線，分析了墻體的延性、耗能能力、剛度等，并結(jié)合有限元數(shù)值模擬初步提出了核電站雙鋼板剪力墻抗剪承載力的簡化計(jì)算公式.

1試驗(yàn)概況

1.1試件設(shè)計(jì)

本次試驗(yàn)為核電站雙鋼板混凝土剪力墻（如圖1所示）構(gòu)件受剪性能的初步試驗(yàn)，主要研究此種構(gòu)件在與核電站相應(yīng)的軸壓力作用下的剪切破壞特性.后期試驗(yàn)將更詳細(xì)地研究其在核安全殼中的性能.本文將先對安全殼進(jìn)行受力分析，在此基礎(chǔ)上設(shè)計(jì)試驗(yàn)試件以模擬在結(jié)構(gòu)中的受力性能.試件取安全殼底部局部部位，采用1/4縮尺模型，墻體高1 600 mm，墻體厚225 mm，鋼板厚3 mm.鋼板采用Q235，混凝土為C60，栓釘為HPB235.模型墻錨固于350 mm×500 mm的基礎(chǔ)梁中，基礎(chǔ)梁箍筋采用Φ8mm，縱筋采用Φ18mm.

為考察栓釘間距與豎向加勁肋對墻體抗剪強(qiáng)度的影響，3個(gè)試件設(shè)置了不同的栓釘間距和加勁肋，均設(shè)置間距為240 mm的支撐槽鋼，加勁肋采用50 mm×3 mm鋼條垂直鋼板焊接，栓釘和加勁肋的間距與鋼板厚度的比值為距厚比.其參數(shù)見表1，試驗(yàn)構(gòu)件構(gòu)造如圖2所示.

1.2材性試驗(yàn)

墻體混凝土設(shè)計(jì)強(qiáng)度等級為C60，試件澆筑時(shí)，同條件制作養(yǎng)護(hù)了3組9個(gè)標(biāo)準(zhǔn)立方體試塊，測得的混凝土立方抗壓強(qiáng)度fcu平均值分別為61.0 MPa， 63.7 MPa和66.3 MPa.鋼板、栓釘依照《金屬材料室溫拉伸試驗(yàn)方法》（GB/T 228—2002）測得其屈服強(qiáng)度fy分別為255 MPa， 495 MPa；抗拉強(qiáng)度fu分別為395 MPa， 595 MPa.

1.3試驗(yàn)裝置及加載制度

本次試驗(yàn)采用豎向荷載恒定、水平往復(fù)加載的方式.基礎(chǔ)梁通過地錨螺栓錨固于試驗(yàn)臺(tái)，兩側(cè)鋼板錨入地基梁，并用對拉鋼筋連接，與地基梁一同澆

筑.加載梁和墻通過加載梁下翼緣和墻頂預(yù)埋板螺栓連接，用以連接水平作動(dòng)器，施加水平荷載；豎向荷載由豎向作動(dòng)器施加在位于加載梁上面的分配梁上，并在分配梁與加載梁之間放置滾軸，以保證墻體在水平往復(fù)中正常移動(dòng).試驗(yàn)加載裝置如圖3所示.豎向荷載根據(jù)墻體在結(jié)構(gòu)中的實(shí)際受力取為150 kN.水平荷載的施加采用荷載和位移共同控制，試件屈服前由荷載控制，每次加載取試件預(yù)計(jì)極限荷載的1/5～1/10，加載初期取20 kN循環(huán)一次，逐級增加，后期取40 kN循環(huán)一次，直至試件屈服.試件屈服后由位移控制，施加位移取試件屈服位移Δy的倍數(shù)，每級取1～3倍屈服位移，逐級加載，直至墻體完全破壞或承載力降到0.85倍極限荷載時(shí)試驗(yàn)結(jié)束.

1.4測點(diǎn)布置及量測方案

試驗(yàn)量測內(nèi)容有豎向荷載以及水平往復(fù)荷載，試件的水平位移，鋼板和混凝土的應(yīng)變等.位移采用試件頂部和底部放置的激光位移計(jì)進(jìn)行測量，鋼板應(yīng)變片在墻體兩側(cè)表面對稱布置，每側(cè)鋼板布置10個(gè)測點(diǎn)，如圖4所示.混凝土應(yīng)變采用內(nèi)埋式電阻應(yīng)變計(jì)，測點(diǎn)位置與鋼板測點(diǎn)對應(yīng).

2試驗(yàn)過程及現(xiàn)象

本次試驗(yàn)中各試件的破壞過程基本相似，試件W1和W2均在第13次水平循環(huán)加載時(shí)宣告破壞，其極限荷載分別為260 kN和250 kN.試件W3最終破壞時(shí)的水平循環(huán)加載次數(shù)為15次，極限荷載為360 kN.試件的最終破壞特征如圖5所示.破壞模式均為墻底部與基礎(chǔ)梁交界處混凝土開裂引起，由于鋼板在混凝土表面，未見有斜裂縫產(chǎn)生.破壞時(shí)底部鋼板局部有鼓屈，但未拔出.

試件破壞經(jīng)歷4個(gè)階段：彈性階段，墻體基本保持完好，力位移曲線大致呈線性變化，基本無殘余變形；開裂階段，當(dāng)各試件荷載達(dá)到80 kN， 80 kN和120 kN（各占相應(yīng)峰值的31%， 30%和33%）時(shí)，墻體在與基礎(chǔ)梁交界處首先出現(xiàn)細(xì)小的水平裂縫，隨著水平荷載逐級加大，裂縫逐漸變寬并貫通，可以看出栓釘間距對改善混凝土開裂效果并不明顯，而設(shè)置加勁肋能較明顯地提高試件底部的開裂荷載；屈服階段，此階段由荷載位移曲線從明顯轉(zhuǎn)折點(diǎn)一直持續(xù)到峰值點(diǎn)，裂縫展開明顯，試件W1，W2與W3分別在220 kN，240 kN與285 kN的荷載下在腳部發(fā)生鋼板局部屈曲；破壞階段，當(dāng)墻體達(dá)到極限荷載時(shí)，墻體變形急劇增大，裂縫發(fā)展變快，隨著荷載往復(fù)循環(huán)，墻和基梁交界處裂縫寬度和深度繼續(xù)增大，基礎(chǔ)梁混凝土局部擠碎，基礎(chǔ)中受拉側(cè)鋼板出現(xiàn)滑移并伴隨“啪啪”的響聲，各試件水平荷載低于峰值的85%，試件破壞.可以看出，墻體破壞是由墻體底部與基礎(chǔ)梁交界部位引起，說明此處錨固不足，可能降低了墻體的承載力.設(shè)置加勁肋對墻體各方面性能提升明顯，承載力提高了近50%.

3試驗(yàn)結(jié)果及分析

3.1滯回曲線和骨架曲線

各試件的頂點(diǎn)水平荷載滯回曲線如圖6所示.

可以看出在彈性階段，滯回曲線近似為一條直線，斜率較大，基本沒有殘余變形.在開裂階段，滯回環(huán)面積逐漸增大，試件開始耗能，滯回曲線的斜率逐漸減小，出現(xiàn)一定的殘余變形.屈服階段，滯回曲線呈S形發(fā)展趨勢，在原點(diǎn)附近出現(xiàn)捏攏，滯回環(huán)面積繼續(xù)增大，試件耗能增強(qiáng)，殘余變形較大.極限階段，滯回曲線呈反S形發(fā)展趨勢，此時(shí)滯回環(huán)面積最大，試件呈現(xiàn)出一定的滑移，滯回曲線斜率繼續(xù)降低.破壞階段，滯回曲線呈Z形發(fā)展趨勢，試件出現(xiàn)大量的滑移，承載能力逐漸減小，呈現(xiàn)出良好的延性和耗能能力.從圖6得出在同一荷載作用下，試件W3的滯回曲線斜率和滯回環(huán)面積最大，表明墻體設(shè)置加勁肋后剛度增大，墻體耗能能力增強(qiáng).試件W2的曲線斜率較W1大，極限變形也較大，表明減小栓釘間距對墻體剛度和耗能能力有所加強(qiáng).

各試件的頂點(diǎn)水平荷載位移骨架曲線如圖7所示，在彈性階段，3個(gè)試件骨架曲線斜率相近，而彈塑性階段試件W3較試件W1和W2大，且試件W3彈塑性階段更長，表明設(shè)置加勁肋能有效提高墻體的承載能力、剛度和延性.在彈塑性階段試件W2的骨架曲線斜率大于W1，且在破壞階段骨架曲線較W1平緩，表明試件W2延性比W1好.

3.2承載能力與耗能

各試件的特征荷載、對應(yīng)的水平位移、耗能能力以及延性系數(shù)見表2.各試件剛度退化曲線如圖8所示.其中，開裂荷載取試件第一條裂縫出現(xiàn)時(shí)對應(yīng)的荷載值，極限荷載取試件在加載過程中的最大荷載值，屈服荷載取底部鋼板應(yīng)變達(dá)到屈服應(yīng)變時(shí)的荷載值.破壞荷載取試件破壞時(shí)或承載能力低于0.85倍極限荷載時(shí)對應(yīng)的荷載值.本文采用文獻(xiàn)[7]中所取方法來確定延性系數(shù)μ，以評估試件延性性能.采用功比指數(shù)[8]來評價(jià)試件耗能能力.

分析表2以及圖8可知：

1）承載力對比表明：試件W1和W2的極限荷載與破壞荷載相近，栓釘間距對構(gòu)件承載能力基本無影響，但是栓釘間距減小能增強(qiáng)鋼板和混凝土的連接，防止鋼板局部屈曲.試件W3的極限荷載和破壞荷載均較試件W1和W2提高了50%，表明試件W3中設(shè)置加勁肋并將其延伸到基礎(chǔ)的構(gòu)造增強(qiáng)了墻體和基礎(chǔ)的連接，提高了墻體的承載能力和耗能能力.

2）延性系數(shù)：各試件延性系數(shù)均大于4，表明雙鋼板混凝土剪力墻具有良好的延性性能.試件W2較W1提高38%，W3較W1提高66%，表明減小栓釘間距對墻體延性有一定增強(qiáng)，而設(shè)置加勁肋對提高墻體延性則有重要作用.

3）耗能能力：試件W1和W2的功比指數(shù)相同，表明栓釘間距對墻體耗能能力影響很??；試件W3的功比指數(shù)比試件W1和W2均高87.9%，表明設(shè)置加勁肋有利于提高墻體的耗能能力，增強(qiáng)墻體的抗震性能.

4）試件剛度退化曲線表明：除去試件初期加載出現(xiàn)的剛度略微跳躍現(xiàn)象，各試件剛度下降大致分為3段，快速下降段、次降速段和緩慢降速段，降幅分別約為62%，20%和8%.試件W3各個(gè)階段的剛度明顯大于試件W1和W2，裂縫發(fā)展初期剛度退化速度略小于W1和W2，后期稍有增大，表明設(shè)置加勁肋后，墻體剛度明顯增大.試件W1和W2剛度大小及退化速率接近，表明栓釘間距對墻體剛度影響不大.

3片鋼板混凝土剪力墻的低周水平往復(fù)加載試驗(yàn)顯示：雙鋼板混凝土剪力墻具有良好的承載力、延性、耗能能力和剛度，兩側(cè)鋼板和混凝土相互約束，使得墻體受力性能良好，整體性較強(qiáng).栓釘間距影響鋼板和混凝土之間的連接，減小栓釘間距能較好地防止鋼板面外局部屈曲，但對承載力提高有限.通過設(shè)置加勁肋的構(gòu)造措施，能有效提高墻體的承載能力、剛度和延性，增大墻體的耗能能力，對墻體抗震性能有重要影響.墻體底部是墻體的主要破壞部位，應(yīng)加強(qiáng)墻體底部的連接構(gòu)造.

4雙鋼板混凝土剪力墻非線性有限元分析

4.1ABAQUS模型建立

為進(jìn)一步研究雙鋼板剪力墻的抗剪性能，擴(kuò)充試驗(yàn)范圍，本文采用通用有限元計(jì)算軟件ABAQUS進(jìn)行了數(shù)值分析.混凝土、鋼板、加勁肋和栓釘采用C3D8R單元，即八結(jié)點(diǎn)線性六面體單元；鋼筋采用T3D2單元，即兩結(jié)點(diǎn)線性三維桁架單元.水平荷載的施加采用力和位移共同控制，過程與試驗(yàn)同步.基礎(chǔ)底面采用完全固定的方式.墻體邊界條件及加載形式如圖9所示.

根據(jù)試驗(yàn)數(shù)據(jù)賦予模型截面特征和材料屬性，混凝土本構(gòu)采用塑性損傷模型，混凝土的抗拉和抗壓應(yīng)力應(yīng)變曲線及混凝土抗拉和抗壓損傷因子根據(jù)文獻(xiàn)[9]取值.其中混凝土單軸抗壓強(qiáng)度代表值取混凝土試塊28 d立方體抗壓強(qiáng)度的標(biāo)準(zhǔn)值，單軸抗拉強(qiáng)度代表值取抗壓強(qiáng)度標(biāo)準(zhǔn)值的1/10，彈性模量取3.6×104 N/mm2，泊松比取0.2.鋼材和鋼筋本構(gòu)采用雙折線模型，鋼材彈性模量取2.06×105 N/mm2，泊松比取0.3；鋼筋彈性模量取2.1×105 N/mm2，泊松比取0.3.

為模擬鋼板、栓釘與混凝土的共同工作，將栓釘嵌入到鋼板和混凝土中，鋼板和混凝土間采用罰摩擦；墻體混凝土與基礎(chǔ)梁采用共節(jié)點(diǎn)連接，兩側(cè)鋼板嵌入到基礎(chǔ)梁中.在距墻頂0.005 m處創(chuàng)建加載點(diǎn)，并將加載點(diǎn)與墻頂表面耦合，用來施加水平荷載.基礎(chǔ)梁、基礎(chǔ)梁鋼筋及墻體混凝土網(wǎng)格單元都取0.04 m，兩側(cè)鋼板網(wǎng)格單元取0.02 m，栓釘網(wǎng)格單元取0.01 m.

4.2有限元計(jì)算結(jié)果與試驗(yàn)結(jié)果對比

通過以上建模所得的剪力墻有限元模型，破壞均由混凝土受拉側(cè)達(dá)到最大拉應(yīng)力引起，墻體達(dá)到極限承載力時(shí)受壓側(cè)混凝土未出現(xiàn)壓碎，圖10所示為試件W3破壞時(shí)的應(yīng)力圖，有限元模擬的破壞過程和試驗(yàn)結(jié)果比較吻合.

3個(gè)試件的有限元與試驗(yàn)骨架曲線對比如圖11所示，曲線發(fā)展趨勢相似，極限承載能力相近，但是屈服后位移相差較大，試驗(yàn)值大于有限元值.原因可能是試件基礎(chǔ)與地槽錨固強(qiáng)度有限，在加載過程中試件會(huì)產(chǎn)生整體轉(zhuǎn)動(dòng)，且試件實(shí)際因?yàn)榈撞夸摪寰植壳?，混凝土受拉裂縫增大而破壞，以至于鋼板在基礎(chǔ)梁中出現(xiàn)滑移，墻體部分產(chǎn)生繞墻體受壓側(cè)角部的轉(zhuǎn)動(dòng)，對試件水平位移影響較大.由于有限元模型很難模擬這種大變形，導(dǎo)致試驗(yàn)位移與有限元位移相差較大.

表3顯示了承載能力、延性系數(shù)的計(jì)算值與試驗(yàn)值的對比.可以看出極限承載力有限元值和試驗(yàn)值比值分別為1.02，1.12和1.01，兩者吻合較好；耗能能力的功比指數(shù)試驗(yàn)值和有限元值也基本吻合，延性系數(shù)試驗(yàn)值與有限元值相差15%左右.

4.3極限抗剪承載力影響參數(shù)分析

為了考察影響雙鋼板剪力墻抗剪強(qiáng)度的因素，改變部分參數(shù)建立了W4～W13共計(jì)10個(gè)有限元模型，進(jìn)行了參數(shù)分析，計(jì)算結(jié)果如表4與圖12所示.

分析表4可知：

1）鋼板厚度：W4比試件W1配鋼率降低50%，而極限承載力同比減少12.82%；試件W5配鋼率比W1增加50%，而極限承載力同比增加9.85%.增大墻體鋼板厚度對墻體強(qiáng)度有一定的提高，但是增長幅度較小，這可能與核電站鋼板剪力墻兩邊未設(shè)置充分約束以至不能充分發(fā)揮鋼板的作用有關(guān).

2）混凝土強(qiáng)度：雙鋼板剪力墻承載力隨混凝土強(qiáng)度增加而增大，但是增加幅度較小，試件混凝土強(qiáng)度由C40提高到C50，極限承載力增加了4.33%；由C50提高到C60，極限承載力增加了9.54%.

3）軸壓力分析：在試件W1基礎(chǔ)上改變軸壓比，取軸壓力為100 kN，200 kN，編號為W8，W9.可以看出承載力隨軸向力改變的幅度約為3%，軸壓力對抗剪承載力的影響十分有限.

4）加勁肋分析：在試件W3基礎(chǔ)上改變加勁肋含量（分別為30×3@120，80×3@120，50×3@60）對墻體進(jìn)行有限元計(jì)算，編號為W10，W11，W12.W10加勁肋含量比W3減少66.7%，而極限承載力同比減少9%；試件W11加勁肋含量比W3增加60%，而極限承載力同比增加12.09%；試件W12加勁肋含量比W11增加25%，而極限承載力同比增加7.67%.可見抗剪承載力隨加勁肋含量增加而提高，且提高幅度較大，增加加勁肋間距比增加加勁肋尺寸能更好地提高墻體抗剪承載力.

計(jì)算結(jié)果顯示：有限元分析能較好地模擬試件的破壞，所得試件承載力、骨架曲線均與試驗(yàn)結(jié)果基本吻合.試件承載能力受配鋼率影響較大，混凝土次之，軸壓力最小，加勁肋含量對試件的承載能力、延性等影響較大.

5雙鋼板混凝土剪力墻抗剪承載力公式擬合

用于核電站安全殼中的雙鋼板混凝土剪力墻主要承受軸力、剪力和彎矩.但目前還沒有抗剪承載力計(jì)算公式，設(shè)計(jì)時(shí)主要參考建筑結(jié)構(gòu)中的鋼筋混凝土剪力墻.如參考《高層建筑混凝土結(jié)構(gòu)技術(shù)規(guī)程》采用有地震作用下偏心受壓剪力墻斜截面受剪承載力計(jì)算公式（見式（1））[10]，計(jì)算本次試驗(yàn)的雙鋼板混凝土剪力墻試件斜截面抗剪承載力約為1 100 kN，約為試驗(yàn)值的4倍.其原因可能由于墻體混凝土太厚，其中沒有鋼筋約束，而外層鋼板約束有限，因此受拉時(shí)混凝土極易開裂，造成抗剪強(qiáng)度較低.試驗(yàn)破壞模式也顯示了與鋼筋混凝土剪力墻的破壞有較大差別.因此雙鋼板混凝土剪力墻抗剪承載力不宜直接采用公式（1）進(jìn)行計(jì)算.

V≤1γRE1λ-0.5（0.4ftbwhw0+0.1NAwA）+

0.8fyhAshshw0.（1）

分析核電站剪力墻模型可以看出，影響抗剪強(qiáng)度的因素包括：混凝土強(qiáng)度、鋼板配置量、軸向荷載以及加勁肋.混凝土在抗剪過程中充分受力，而鋼板不能充分發(fā)揮承載力.采用SPSS統(tǒng)計(jì)分析軟件，仍然利用式（1）形式，增加加勁肋承載力項(xiàng)，將試驗(yàn)結(jié)果和有限元結(jié)果通過最小二乘法回歸擬合，得到混凝土、軸向荷載、鋼板以及加勁肋的分項(xiàng)承載力系數(shù)分別為0.61，0.12，0.06以及0.2.得到適合核電站雙鋼板混凝土剪力墻的斜截面抗剪承載能力計(jì)算公式如下：

V≤1γRE1λ-0.5（0.61ftbwhw0+0.12NAwA）+

0.06fyhAshHhw0+0.2fysAst.（2）

式中：γRE為承載力抗震調(diào)整系數(shù)；ft為混凝土抗拉強(qiáng)度；Ast為加勁肋截面面積；A為墻體的全截面面積；H為墻體高度；Aw為墻體腹板面積，矩形截面取墻體全截面面積；N為剪力墻軸向壓力設(shè)計(jì)值，當(dāng)N大于0.2fcbwhw時(shí)，應(yīng)取0.2fcbwhw；fyh為鋼板抗拉強(qiáng)度設(shè)計(jì)值；Ash為同一水平截面內(nèi)鋼板全截面面積；bw為墻肢腹板截面寬度，對矩形截面，取墻體寬度；hw0為墻肢腹板截面有效寬度，矩形截面時(shí)取墻體截面有效寬度；fys為墻中加勁肋抗拉強(qiáng)度設(shè)計(jì)值；λ為計(jì)算截面的剪跨比，當(dāng)λ小于1.5時(shí)取1.5，大于2.2時(shí)取2.2，當(dāng)計(jì)算截面與墻底之間的距離小于0.5hw0時(shí)，應(yīng)按距離墻底0.5hw0處的彎矩值與剪力值計(jì)算.

由公式（2）計(jì)算的墻體斜截面抗剪承載力與試驗(yàn)結(jié)果和有限元結(jié)果對比如表5所示.由表5可以看出墻體的斜截面抗剪承載力的計(jì)算值與試驗(yàn)結(jié)果

6結(jié)論

本文從試驗(yàn)和有限元分析2方面對雙鋼板混凝土剪力墻進(jìn)行抗剪強(qiáng)度研究，得到以下結(jié)論：

1）雙鋼板混凝土剪力墻具有良好的承載力、延性、耗能能力及抗側(cè)剛度.由于模型鋼板較薄，對混凝土約束有限，使得墻體的承載力增加有限.

3）栓釘間距影響鋼板和混凝土之間的連接，能防止鋼板面外局部屈曲，但對剪力墻承載力影響不大.通過設(shè)置加勁肋的構(gòu)造措施，可以有效提高墻體的承載力與延性性能，但對延緩墻體裂縫出現(xiàn)影響不大.

4）雙鋼板混凝土剪力墻有限元分析結(jié)果與試驗(yàn)結(jié)果基本吻合，參數(shù)分析顯示：混凝土強(qiáng)度、鋼板厚度、軸向力、加勁肋構(gòu)造影響剪力墻抗剪強(qiáng)度，其中加勁肋影響最大.

5）核電站雙鋼板混凝土剪力墻的受力特點(diǎn)和破壞機(jī)理與鋼筋混凝土剪力墻差別較大，不宜直接應(yīng)用鋼筋混凝土剪力墻斜截面抗剪承載力計(jì)算公式.本文根據(jù)試驗(yàn)與數(shù)值計(jì)算結(jié)果，通過擬合分析，調(diào)整各項(xiàng)系數(shù)，提出了適合雙鋼板混凝土剪力墻斜截面抗剪承載力公式.

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