楊寶坤，王二成*，劉 凱，鄭賢賢，李 沖，趙 陽

(1.河北工程大學土木工程學院，邯鄲 056038； 2.河北省裝配式結構技術創(chuàng)新中心，邯鄲 056038)

中國是世界第一人口大國，有6億農(nóng)村人口，為了緩解人口壓力，符合安全化、產(chǎn)業(yè)化、綠色化的建筑成為中國建筑業(yè)的發(fā)展趨勢。但目前為止，中國農(nóng)村建筑房屋基本為自建房，不以建筑規(guī)范為準，抗震性能差，房屋品種與功能較為單一，規(guī)模上均為單層或多層的獨院建筑。隨著經(jīng)濟的發(fā)展，人們對房屋功能要求越來越高，居住條件也越來越不能滿足現(xiàn)狀，因此，適于中國農(nóng)村的低層建筑需求量非常大，經(jīng)濟、安全、功能完善的低層建筑的建造顯得尤為重要。為了實現(xiàn)此目標，黨的十九大提出了實施鄉(xiāng)村振興戰(zhàn)略規(guī)劃來促進農(nóng)業(yè)農(nóng)村經(jīng)濟發(fā)展，開啟了新時代美麗鄉(xiāng)村建設的新征程。

與傳統(tǒng)現(xiàn)澆建筑相比，現(xiàn)代裝配式結構具有施工簡便、工作效率高、建筑周期短、施工質(zhì)量與耐久性高、節(jié)能環(huán)保等優(yōu)點被廣泛應用于現(xiàn)代建筑中。馬軍衛(wèi)等[1]對2榀1∶2縮尺比例兩層兩跨鋼筋混凝土框架-剪力墻結構模型試件進行了擬靜力試驗,結果表明，現(xiàn)澆試件與裝配式試件受力過程和破壞形態(tài)基本相同，所采用的的灌漿連接方式和約束漿錨連接方式可較好地傳遞鋼筋應力。錢稼茹等[2]對裝配整體式連梁進行不同高跨比的擬靜力試驗，其窗下墻與現(xiàn)澆帶連接方式有鋼筋套筒連接以及無鋼筋連接，結果表明，裝配整體式連梁的受彎承載力可按規(guī)范中整體連梁的計算公式求得，鋼筋套筒連接對連梁的承載力與滯回性能影響不大。張壯南等[3]為研究豎向漿錨連接對裝配式剪力墻的結合面抗剪性能及鋼筋錨固性能的影響，進行了擬靜力試驗，結果表明，結合面受剪承載力隨著后澆混凝土強度的提高而增加，在滿足鋼筋錨固性能前提下，墻體受剪承載力隨后澆帶寬度增加而提高。趙斌等[4]提出一種新型“螺栓-鋼件連接-套筒”裝配式剪力墻水平縫連接方案，并對此種連接方式的裝配式剪力墻和現(xiàn)澆墻體進行擬靜力試驗，結果表明，兩種墻體均為受彎破壞，采用此種連接方式的裝配式剪力墻抗震性能良好。曹萬林等[5]對裝配式單排配筋再生混凝土中高剪力墻進行擬靜力試驗，結果表明，該剪力墻抗震性能良好。楊揚等[6]為研究插筋灌漿連接裝配式鋼筋混凝土剪力墻抗側承載力,進行了擬靜力試驗，并提出了此種剪力墻抗側承載力折減系數(shù)的簡化公式。采用套筒連接、漿錨連接等方式連接的裝配式墻體具有較好的抗震性能，多用于中高層建筑，但連接鋼件、灌漿套筒等構件造價較高，施工工藝復雜，不太適用于低層農(nóng)村建筑。

文獻[7]對低層坐漿連接墻體進行抗震性能研究，認為坐漿墻體構造簡單，成本較低，可滿足低層農(nóng)村建筑的要求。鑒于此，現(xiàn)將坐漿法與裝配式技術相結合，提出一種新型的低層裝配式混凝土墻板結構，并對其中受力模式較為復雜的開洞墻體進行分析，該墻體由預制鋼筋混凝土墻板和現(xiàn)澆邊緣構件組成，采用20 mm厚的M7.5水泥砂漿坐漿與基礎或樓板連接，兩側預留與邊緣構件連接的搭接鋼筋，邊緣構件沒有鋼筋穿過水平連接縫，上下層鋼筋貫通，每一面預制墻體的頂部有加強筋，類似于圈梁。樓板由預制鋼筋桁架疊合板和現(xiàn)澆層組成。對3個相同尺寸的裝配式混凝土墻板結構開洞墻體進行擬靜力試驗，綜合分析該類墻體的破壞形態(tài)、承載力、滯回性能、剛度、延性等抗震性能。

1 試驗概況

1.1 低層裝配式混凝土墻板結構體系簡介

提出一種新型低層裝配式混凝土坐漿墻體結構，該結構由預制混凝土墻板、鋼筋桁架疊合樓板以及預制樓梯等構件在現(xiàn)場濕連接而成。

該結構墻體由預制鋼筋混凝土墻體和現(xiàn)澆邊緣構件組成，預制墻板為C30混凝土，布置雙層雙向的鋼筋網(wǎng)，采用M7.5水泥砂漿坐漿與基礎或樓板連接，兩側預留與邊緣構件連接的搭接鋼筋，邊緣構件為現(xiàn)澆C30鋼筋混凝土，截面長度為 300 mm，厚度與預制墻板厚度相同，如圖1所示。上下層的預制墻板之間連接如圖2所示，預制墻板與基礎、預制墻板與樓板之間采用M7.5砂漿坐漿連接，坐漿層厚度為20 mm，沒有鋼筋穿過水平連接縫，預制暗柱采用現(xiàn)澆，上下層鋼筋貫通，每一面預制墻板的頂部有加強筋，類似于圈梁。樓板由預制鋼筋桁架疊合板和現(xiàn)澆層組成，與現(xiàn)有《裝配式混凝土結構技術規(guī)程》(JGJ 1—2014)[8]和《裝配式混凝土結構連接節(jié)點構造》(15G 301—1)[9]圖集做法相同。節(jié)點示意圖如圖2所示。

圖1 墻板及結構平面布置示意圖Fig.1 Schematic diagram of wall panel and structure layout

d為鋼筋直徑；lab為受拉鋼筋基本錨固長度圖2 墻板及結構平面布置示意圖Fig.2 Schematic diagram of wall panel and structurelayout

1.2 試件設計與制作

試驗從低層裝配式混凝土墻板結構體系中選取了其中受力模式較為復雜的開洞墻體，并進行分析。試驗設計了一組3片相同的低層裝配式混凝土墻板結構開洞墻體，編號分別為ZPD1、ZPD2、ZPD3，在定軸壓比為0.05的情況下進行低周反復荷載試驗，預制墻板及邊緣構件的配筋均由相關設計院按照國家相關規(guī)范進行設計。

所有構件均在裝配式住宅產(chǎn)業(yè)化基地加工完成，其中預制墻體在臺模上澆筑并進行養(yǎng)護；基礎梁制作方法類同；該墻體邊緣構件為后澆混凝土，為模擬實際工程中墻體暗柱區(qū)為現(xiàn)澆的部分，邊緣構件豎向鋼筋采用焊接方式與基礎鋼筋連接，采用搭接方式與預制墻板外伸水平鋼筋連接，預制墻板與基礎相連部分采用坐漿連接。3個試件具有相同的幾何尺寸：試件底部為矩形基礎梁，幾何尺寸為 4 800 mm×600 mm×300 mm；預制墻板的幾何尺寸為 3 600 mm×140 mm×3 000 mm，開洞口尺寸為 1 800 mm×2 400 mm；邊緣構件為現(xiàn)澆構件，尺寸為300 mm×140 mm×3 020 mm。試件制作過程如圖3所示，具體尺寸如圖4所示。

圖3 加工現(xiàn)場Fig.3 Processing site

1.3 材料性能

2片墻體采用C30混凝土，預制墻體部分混凝土試塊的平均抗壓強度為34.5 MPa，基礎梁部分混凝土試塊的平均抗壓強度為35.2 MPa，現(xiàn)澆邊緣構件部分混凝土試塊的抗壓強度實測均值為 35.6 MPa。鋼筋材料性能如表1所示。坐漿層厚度為20 mm，砂漿強度等級為M7.5，力學性能參數(shù)如表2所示。

圖4 試件具體尺寸Fig.4 Specific size of test piece

表1 鋼筋強度實測值及屈服應變

表2 砂漿強度力學性能

1.4 加載方案及測量

1.4.1 加載設備及方案

試驗根據(jù)《建筑抗震試驗方法規(guī)程》(JGJ/T 101—2015)[10]采用低周反復荷載試驗進行加載。試驗時，先對試件按軸壓比0.05施加豎向載荷420.42 kN，為使豎向荷載分布均勻，需在試件頂部放置較大剛度的分配梁，并在分配梁中間施加豎向壓力，分配梁與千斤頂之間布置滑動板，以保障墻體與千斤頂之間能自由水平移動，豎向荷載由《混凝土結構設計規(guī)范》(GB 50010—2010)[11]規(guī)定的計算公式得到，如式(1)所示：

u=N/(Afc)

(1)

式(1)中：u為軸壓比；N為軸力設計值；A為截面面積；fc為混凝土軸心抗壓強度設計值。

水平荷載采用力-位移雙控制制度：試驗前先對墻體施加預荷載，同時檢查儀器設備，完成后卸載；裝配式開洞墻體屈服前用力控制，每級循環(huán)一次；裝配式開洞墻體屈服后，采用位移控制；試驗過程中，應保持固定的加載速率，直至墻體明顯破壞或者超出設備限值或者墻體最終承載力為峰值承載力的85%時，試驗結束。試驗過程中，內(nèi)拉為正，外推為負?，F(xiàn)場加載照片與加載設備如圖6所示，實驗裝置如圖7所示，試驗加載制度如圖8所示。

圖6 現(xiàn)場加載照片與加載設備Fig.6 On-site loading photos and loading equipment

圖7 實驗裝置Fig.7 Experimental device

圖8 加載制度Fig.8 Loading system

1.4.2 測點布置

在結構實驗室進行墻體構件位移計的安裝，以作動器在左方為正面。為了減小墻體與頂桿位移計之間的摩擦，在位移計支點處粘貼光滑玻璃片。在連梁下方洞口中心處布置KD4位移計，用來測量連梁的豎向位移；洞口背面左上方距墻體頂部 300 mm 且在墻體中間左側1 000 mm處設置DK3位移計，在其對稱位置布置KD2位移計，用于監(jiān)測墻體平面外位移；在兩墻肢中部、距離基礎梁60 mm處布置KD5、KD6位移計，以監(jiān)測墻體與基礎的相對滑移；基礎梁左右兩端安裝KD7、D8位移計，監(jiān)測基礎梁豎向位移，同時在基礎梁右方相同位置布置KD9位移計來測量整個構件是否發(fā)生滑移；加載點處布置拉線位移計KD1，監(jiān)測頂部加載位移除KD1位移計連接DHDAS動態(tài)應變測試系統(tǒng)，其余位移計均連接uT89動靜態(tài)應變測試儀進行數(shù)據(jù)持續(xù)采集。位移計布置如圖9所示。

圖9 位移計位置Fig.9 Displacement meter position

設置24個應變片量測邊緣構件縱向鋼筋的應變(測點D1～D12)，測點距基礎梁上表面25、425、1 175 mm，3個應變片測量預制墻板橫向分布鋼筋(測點Q1～Q3)，2個應變片測量預制墻板豎向分布鋼筋(測點Q4、Q5)，連梁豎向分布鋼筋(測點L1)，2個應變片測量連梁加固鋼筋應變(測點J1、J2)，2個應變片測量洞口角部豎向鋼筋(測點B1、B2)應變片位置如圖10所示。

圖10 應變片位置Fig.10 Strain gauge position

2 試驗破壞過程及分析

2.1 試件破壞過程

由于3面裝配式混凝土墻板結構開洞墻體材料、尺寸、連接方式等各項參數(shù)均一致，破壞過程基本相同，故選取其中1面墻(選取ZPD1墻體)描述墻體的破壞過程。

試驗加載前期，采用荷載進行控制，破壞形態(tài)如下：①荷載小于50 kN階段，此時處于初始加載階段，ZPD1墻體無裂縫，處于彈性階段；②荷載加至150 kN時，距基礎梁上方250 mm處的試件邊緣構件底部發(fā)現(xiàn)首條水平裂縫；③荷載加載至180 kN時，邊緣構件對稱部位出現(xiàn)相似裂縫，原有裂縫隨荷載的增加而發(fā)展，此時門洞口連梁上部出現(xiàn)豎向裂縫；持續(xù)加載，邊緣構件下方與連梁處發(fā)現(xiàn)新裂縫；④荷載加至210 kN時，坐漿層出現(xiàn)裂縫，裂縫長度為100 mm；⑤荷載加至270 kN時，裂縫穿過邊緣構件與預制墻板連接的豎向接縫并向洞口底部斜向發(fā)展；⑥荷載加至300 kN時，裂縫出現(xiàn)在右側洞口角部，左側洞口角部有貫穿連梁的約45 °右傾斜裂縫，同時邊緣構件與基礎梁相連處的坐漿水平縫在原有裂縫基礎上徹底貫穿；⑦荷載加至360 kN時，距ZPD1墻體上方1 000 mm的左右邊緣構件有水平方向的裂縫，預制墻板上部有向開洞口方向延伸的斜裂縫，底部坐漿水平縫處裂縫已全部裂開并貫穿邊緣構件底部；⑧當荷載加至390 kN，加載點處層間位移角為13/100，墻體屈服。

當墻體進入屈服階段后，改用位移進行控制，破壞形態(tài)如下：①位移加載至Δ=14 mm時，預制墻板左上方出現(xiàn)貫穿墻體的斜裂縫，隨著位移的增加，墻整體與基礎梁之間水平裂縫開裂逐漸增大；②位移加載至Δ=20 mm時，即層間位移角為1/150，左右邊緣構件底部有混凝土剝落現(xiàn)象，上部水平裂縫穿過后澆帶向洞口角部延伸；③位移加載至Δ=26 mm 時，層間位移角為13/150，此時兩側邊緣構件下方混凝土剝落較為嚴重，鋼筋外露，洞口角部混凝土剝落，預制墻板內(nèi)側混凝土被輕微壓碎；④位移加載至Δ=32 mm時，層間位移角為8/75，墻整體滑移導致外露鋼筋有明顯彎曲現(xiàn)象，此時左右邊緣構件下方混凝土嚴重剝落，試件破壞，加載結束。

2.2 試件破壞形態(tài)分析

根據(jù)試驗可得出3面裝配式混凝土墻板結構開洞墻體的裂縫分布圖，如圖11所示。綜合3面墻的裂紋分布及擴展規(guī)律、破壞狀態(tài)得出如下結果。

(1)三面相同尺寸墻的裂紋分布范圍和擴展規(guī)律相似，最后破壞狀態(tài)相同。

圖11 裂縫分布Fig.11 Failure patterns

(2)連梁截面高度為600 mm，主要裂縫開展是豎向裂縫，發(fā)生梁的底部，端部有斜裂縫，主要是由于往復荷載作用下的梁端正負彎矩引起，梁端并沒有出現(xiàn)斜向交叉斜紋，連梁中部早期裂紋，是由于跨中彎矩引起，這與梁中施加集中力有一定的關系，實際工程中，樓板和上部墻體會增大剛度，效應會減弱。

(3)該開洞墻體相當于雙肢墻，頂部通過連梁連接，連梁的剛度比較大，對于單個墻肢來說，在推拉的過程中墻肢有反彎點，而墻肢配筋是非均勻分布的，一側有現(xiàn)澆邊緣構件，配有與基礎相連的豎向鋼筋，另一側沒有豎向鋼筋穿過坐漿縫，受拉比較弱，因此從單個墻肢的裂紋分布來看：①墻高1/2處沒有裂紋，上下現(xiàn)澆邊緣構件裂紋擴展比較充分，預制墻板底部與基礎沒有鋼筋連接，底部坐漿縫早早就開裂，墻體沒有開裂，受壓時發(fā)揮作用，受拉時不發(fā)揮作用，預制墻板頂部，受拉時由于連梁比較強，預制墻板配筋又比較少，因此在墻體內(nèi)出現(xiàn)了一道主要的斜裂縫，角部受壓時，混凝土有破碎現(xiàn)象；②兩個墻肢配筋分布正好對稱，因此，單方向受力時兩個墻肢的側向剛度不同，整個墻的剛度比較弱，為了保持墻肢的側向位移同步，后期連梁受拉。

(4)最終破壞截面還是在墻的底部坐漿截面，底部形成了貫通裂縫，并沒有很大的錯動，而是在底部發(fā)生的彎曲破壞，當內(nèi)側受壓，外側受拉時鋼筋屈服。

3 試驗結果與分析

3.1 力學性能分析

根據(jù)裝配式混凝土墻板結構開洞墻體低周反復荷載試驗測得的骨架曲線，得出試件在試驗過程中的力學性能參數(shù)，結果如表3、表4所示，表中“正向”為“拉方向”，“負向”為“推方向”?？梢缘贸鲆韵陆Y果。

(1)Pc、Δc為試件開裂荷載以及開裂位移，即裝配式混凝土墻板結構開洞墻體出現(xiàn)第一條裂縫時的荷載及位移，各試件開裂荷載均為150 kN，開裂位移在2.2～2.5 mm。

表3 水平荷載特征

表4 位移特征

(2)Py、Δy為試件屈服荷載及屈服位移，所對應的屈服點由通用屈服彎矩法來確定[12]，正向、負向屈服荷載分別為360、390 kN。

(3)Pu、Δu為試件峰值荷載與峰值位移，Δd為極限位移(取試件破壞時所對應的最大位移)，θ為層間位移角，μ為延性系數(shù)。

(4)各加載階段試件荷載值與位移值相差不大，ZPD1、ZPD2、ZPD3的開裂荷載分別為峰值荷載均值的31.54%、31.66%、32.40%，屈服荷載均值分別為峰值荷載均值的78.91%、78.79%、79.56%。

3.2 滯回性能

低層裝配式混凝土墻板結構開洞墻體的滯回曲線如圖12所示，從圖12中可以看出：由于3面墻體各性能參數(shù)相同，使其滯回曲線基本一致；卸載后滯回環(huán)不能閉合，殘余變形加大，滯回曲線由梭形向反“S”形轉變；當墻體在達到峰值荷載直至最終破壞這一階段，滯回環(huán)呈現(xiàn)梭形與反“S”形復合狀態(tài)，面積不斷增大，發(fā)生捏攏現(xiàn)象，但捏攏程度不太明顯，說明此時裝配式開洞墻體仍有一定的耗能與變形能力。

裝配式混凝土墻板結構開洞墻體的骨架曲線如圖13所示，由骨架曲線得知：在加載前期，骨架曲線基本為直線狀態(tài)，初始剛度大；隨著墻體的開裂，骨架曲線漸漸向倒向位移軸，斜率降低；當墻體屈服后，骨架曲線轉折明顯，荷載增速減緩，此時彈塑性變化較明顯；達到峰值荷載后，最大拉力為 450 kN 左右，最大推力為500 kN左右，骨架曲線曲率逐漸降低，開洞墻體承載力變小，試驗終止時，水平方向位移達到了30 mm以上。

圖13 骨架曲線Fig.13 Skeleton curve

3.3 剛度退化

試件的剛度退化曲線采用割線剛度(即每次循環(huán)的峰值荷載值的絕對值之和與其相對位移絕對值之和的比值)[13]來表示，剛度退化曲線如圖14所示。可以得出：隨荷載與變形的增加，裝配式開洞墻體發(fā)生剛度退化現(xiàn)象，割線剛度均隨變形的增長而變小，且三面相同尺寸墻體的剛度退化曲線基本一致；試件屈服前，剛度退化現(xiàn)象較明顯，屈服后剛度退化減緩，剛度退化曲線總體較為平穩(wěn)；裝配式混凝土墻板結構開洞墻體最終破壞時，殘余剛度為初始剛度的7.9%左右，墻體破壞嚴重。

圖14 剛度退化曲線Fig.14 Rigidity degradation curves

3.4 延性分析

墻體延性由延性系數(shù)μ表示，延性系數(shù)為極限位移與屈服位移的比值。當試件發(fā)生極限破壞時，計算得到ZPD1、ZPD2、ZPD3的位移延性系數(shù)分別為2.90、3.15、3.40(表4)，極限層間位移角分別為12/1 000、11/1 000和1/100 rad，說明3個試件延性系數(shù)與極限層間位移角相差不大，《建筑抗震設計規(guī)范》(GB 50011—2010)[14]中規(guī)定抗震墻不嚴重破壞時層間位移角不大于1/110，延性系數(shù)大于1，表明兩試件具有一定的變形能力，且延性系數(shù)滿足抗震要求。

3.5 耗能能力

圖15 能量耗散系數(shù)(E)Fig.15 The energy dissipation coefficient (E)

結構的耗能能力可由能量耗散系數(shù)E來表示，能量耗散系數(shù)E的大小反映了結構耗能能力的大小，值越大，耗能能力越大。其值可由圖15根據(jù)式(2)計算得到，由表5可得到，3面開洞墻體的耗能能力沒有明顯差距；在試件屈服前，試件的能量耗散系數(shù)E并無顯著增加，在屈服階段至試件達到極限破壞這一階段中，由于墻體裂縫不斷開展，墻體間的裂縫不斷摩擦，逐漸消耗能量，致使耗能迅速增長，能量耗散系數(shù)E隨之變大。

(2)

式(2)中：S(ABC+CDA)為結構地震能量的耗散；S(OBH+ODG)為假定結構從開始施加荷載至達到極限位移時，其正反兩個方向在彈性階段下吸收的地震能量。

表5 能量耗散系數(shù)E

3.6 鋼筋應變

圖16 邊緣構件鋼筋應變Fig.16 Edge member steel strain

因為試件裂縫多分布于邊緣構件，提取部分邊緣構件豎向鋼筋測點應變，并得到D1～D9荷載-應變曲線圖(圖16)，其余應變以表格形式表達(表6)。根據(jù)表1可得到直徑為10 mm的邊緣構件底部豎向鋼筋的屈服應變約為2.015×10-3。為更好觀測應變變化，將同一層的測點置于一個荷載-應變曲線圖中，由圖16可知：試件開裂前(加載初期階段)所有鋼筋應變變化較小，增長緩慢，當墻體開裂后，邊緣構件豎向鋼筋應變變化較大；鋼筋在受壓時(縱坐標為負值)滯回曲線較為飽滿，受拉時(縱坐標為正值)狹窄，水平推力達到300 kN時，開始有鋼筋屈服，400 kN時低層所有鋼筋屈服，400 kN 以上二層和三層鋼筋也基本全部屈服，墻肢連梁處豎向筋也發(fā)生屈服，此時，墻體也接近破壞(圖17)。

由表6中鋼筋應變規(guī)律(此表只列出鋼筋屈服時其應變所對應水平力或在加載過程中最大鋼筋應變)得知：鋼筋的應變與混凝土墻面的裂紋分布和擴展規(guī)律是一致的；鋼筋最先發(fā)生屈服是位于接縫處的邊緣構件豎向鋼筋，水平推力達到 300 kN 時，開始有鋼筋屈服，400 kN時低層所有鋼筋屈服，400 kN以上二層和三層鋼筋也基本全部屈服，墻肢連梁處豎向筋也發(fā)生屈服，此時，墻體也接近破壞；破壞時，反復荷載作用下底層連接縫，縫寬接近 10 mm，墻體裂縫開展充分，鋼筋多處屈服。

圖17 試件ZPD1邊緣構件縱筋破壞Fig.17 Failure patterns of boundary bars of ZPD1

4 結論

(1)試驗過程中，裝配式開洞墻體邊緣構件與預制墻板未發(fā)生明顯的開裂破壞，空間結構模型所采用的坐漿層雖開裂但墻體與基礎梁未有相對滑移現(xiàn)象發(fā)生，證明了低層裝配式混凝土墻板結構開洞墻體坐漿連接的可靠性。

(2)裝配式開洞坐漿墻體的鋼筋應變與混凝土墻面的裂紋分布、擴展規(guī)律是一致的，最后破壞狀態(tài)相同：由于兩個墻肢外側有邊緣構件，內(nèi)側沒有邊緣構件穿過坐漿水平縫，造成兩個墻肢在抗一個方向力時，剛度嚴重不對稱，兩墻肢有反彎點，往復荷載作用下，洞口上角點開裂壓碎，連梁的剛度比較大，破壞時墻肢上部連梁根部出現(xiàn)大量裂紋，開洞墻體的破壞模式為單個墻肢的彎曲破壞。

裝配式開洞墻體空間結構模型的荷載-位移曲線存在一定的捏攏現(xiàn)象，形狀為梭形和反“S”形的復合形狀，墻體承載力較大，延性滿足使用要求，剛度退化較平穩(wěn)，具有一定耗能能力，符合抗震要求。