楊宇焜, 赫約西,2, 蔣 路, 徐國軍, 黃亞男

(1. 浙江綠筑集成科技有限公司, 上海 201199； 2. 北京工業(yè)大學(xué) 城市建設(shè)學(xué)部, 北京 100124；3. 同濟(jì)大學(xué) 土木工程學(xué)院, 上海 200092)

部分包覆鋼-混凝土組合剪力墻(partially encased composite shear wall，PEC剪力墻)是主鋼件采用工字鋼與鋼板焊接，并在翼緣與縱向加勁肋間設(shè)置一定間距的橫向拉結(jié)筋(鋼筋或扁鋼)，主鋼件外周輪廓間澆筑混凝土形成的一種新型裝配式鋼-混凝土組合剪力墻，構(gòu)造如圖1所示。

近年來，國內(nèi)外學(xué)者對部分包覆鋼-混凝土組合梁(PEC梁)、部分包覆鋼-混凝土組合柱(PEC柱)和部分包覆鋼-混凝土組合梁柱節(jié)點(diǎn)(PEC梁柱節(jié)點(diǎn))等方面進(jìn)行了大量的研究[1-3]，結(jié)果表明：相較于鋼構(gòu)件，由于混凝土的存在，PEC構(gòu)件不會過早發(fā)生局部屈曲，且耐火性能顯著提升；相較于鋼筋混凝土構(gòu)件，PEC構(gòu)件表現(xiàn)出組合構(gòu)件傳統(tǒng)優(yōu)勢，強(qiáng)度和延性相對提升，且主鋼件作為天然模板，制作時無需大量支模，提高施工效率。而剪力墻作為側(cè)向受力構(gòu)件，被大量應(yīng)用于中高層建筑，但目前針對PEC剪力墻的研究還很少。基于此，張其林等[4]對3種不同構(gòu)造形式的PEC短肢剪力墻進(jìn)行研究，結(jié)果表明：裝配式PEC短肢剪力墻具有良好的延性和耗能能力。石韻等[5]對1榀三層混合連肢PEC剪力墻進(jìn)行研究，結(jié)果表明：該結(jié)構(gòu)抗震性能及協(xié)同工作性能良好，鋼連梁和PEC剪力墻均表現(xiàn)出良好的延性和耗能能力。張莉莉等[6]在PEC連肢剪力墻試驗(yàn)基礎(chǔ)上進(jìn)行了結(jié)構(gòu)彈塑性時程分析，結(jié)果表明：在罕遇地震下，結(jié)構(gòu)的連梁和框架梁作為第一道防線先發(fā)生屈服，結(jié)構(gòu)最大彈塑性層間位移角滿足彈塑性層間位移角限值。

不同軸壓比下的抗震性能決定了PEC剪力墻在中、高層建筑中的使用范圍，PEC剪力墻在不同剪跨比下表現(xiàn)出不同的破壞形式。為進(jìn)一步研究此類剪力墻的受力性能，本文通過6個PEC剪力墻試件的擬靜力試驗(yàn)研究，分析軸壓比和剪跨比對PEC剪力墻抗震性能的影響，完善PEC剪力墻的抗震設(shè)計理論。

1 試驗(yàn)概況

1.1 試件設(shè)計

以軸壓比n和剪跨比λ為主要試驗(yàn)參數(shù)，參考國家規(guī)程和實(shí)際工程應(yīng)用，本試驗(yàn)共設(shè)計了6個足尺PEC剪力墻試件，編號為PECSW1～PECSW6，具體設(shè)計參數(shù)見表1。同一剪跨比下PEC剪力墻的外觀尺寸、鋼筋和型鋼規(guī)格、材料強(qiáng)度等均一致。試件底部750 mm加密區(qū)邊區(qū)格水平布置連桿(扁鋼)，中區(qū)格水平布置鋼筋，間距為100 mm；非加密區(qū)腔體均水平布置鋼筋，間距200 mm。其中扁鋼截面高30 mm、厚4 mm；鋼筋直徑為10 mm，試件具體幾何尺寸見圖2。

表1 試件基本參數(shù)

1.2 材料性能試驗(yàn)

試件中鋼板強(qiáng)度等級均采用Q235，鋼筋采用HRB400，墻身混凝土強(qiáng)度等級為C30，加載梁和底座采用Q355B制作。墻身混凝土分兩批澆筑成型，即先澆筑鋼腹板一側(cè)的混凝土，在常溫下自然養(yǎng)護(hù)7 d后，翻身澆筑另一側(cè)混凝土。根據(jù)GB 50081—2019《混凝土物理力學(xué)性能試驗(yàn)方法標(biāo)準(zhǔn)》[7]，每批混凝土澆筑時預(yù)留6個尺寸為150 mm×150 mm×150 mm的混凝土標(biāo)準(zhǔn)試塊，同條件同期養(yǎng)護(hù)后進(jìn)行混凝土材性試驗(yàn)。鋼材力學(xué)性能見表2，混凝土力學(xué)性能見表3。

表2 鋼材力學(xué)性能

表3 混凝土力學(xué)性能

1.3 試驗(yàn)裝置及加載制度

本試驗(yàn)在同濟(jì)大學(xué)防災(zāi)減災(zāi)國家重點(diǎn)實(shí)驗(yàn)室完成，試件底部設(shè)置剛性底座，通過地錨螺栓與實(shí)驗(yàn)室地梁連接；試件頂部設(shè)置剛性加載梁，通過螺栓與豎向荷載分配梁連接。反力裝置采用400 t龍門架和反力墻，豎向采用額定荷載為400 t的千斤頂加載，水平向分別采用兩個±100 t作動器并聯(lián)加載，并布置1個±30 t作動器保證墻頂與千斤頂共同作用。試件的加載梁左端通過水平連接裝置與水平伺服作動器連接，加載梁上端由剛性分配梁將豎向千斤頂作用的集中荷載轉(zhuǎn)化為均布荷載，試驗(yàn)加載裝置和現(xiàn)場布置如圖3所示。

(a) 試驗(yàn)加載裝置

試驗(yàn)采用分級擬靜力往復(fù)加載制度，正式加載前需要先進(jìn)行預(yù)加載，分三級施加豎向荷載，進(jìn)行豎向?qū)χ姓{(diào)整。正式加載時首先通過千斤頂逐級施加豎向荷載，達(dá)到設(shè)計軸壓比后，荷載維持不變，通過2臺±100 t水平作動器施加水平荷載。根據(jù)JGJ/T 101—2015《建筑抗震試驗(yàn)方法規(guī)程》[8]，水平荷載加載采用位移控制：試件屈服前，位移級差為1 mm，每級反復(fù)加載1次。當(dāng)試件兩側(cè)翼緣板下部達(dá)到屈服應(yīng)變時，認(rèn)為試件進(jìn)入屈服狀態(tài)，此時對應(yīng)的位移Δy為屈服位移，位移級差更改為1倍屈服位移Δy，每級重復(fù)加載3次。試件無法穩(wěn)定承載額定豎向荷載，或兩個方向的最大水平荷載均下降至試件整體加載峰值荷載的85%以下時，停止試驗(yàn)，認(rèn)定試件發(fā)生破壞。其中，加載制度如圖4所示，以水平作動器推為正向加載，拉為負(fù)向加載；試件與水平作動器連接側(cè)為左側(cè)，另一側(cè)為右側(cè)；試件刷有白色涂漆并畫有10 cm方格一側(cè)為正面，另一側(cè)為背面。

1.4 測點(diǎn)布置

加載梁中部內(nèi)、外兩側(cè)對應(yīng)位置各布置一個水平位移計，取二者讀數(shù)的平均值作為試件在水平荷載加載高度處的位移，以此判斷試件扭轉(zhuǎn)對位移測值的影響。加載梁底板、試件頂部和試件底板處各布置一個水平向位移計，二者測量結(jié)果的差值為螺栓連接處的滑移，后續(xù)試驗(yàn)數(shù)據(jù)去除滑移的影響。試件底板左右兩側(cè)各設(shè)置一個豎向位移計，測得基礎(chǔ)轉(zhuǎn)角的影響。試件左右兩側(cè)分別設(shè)置連續(xù)豎向位移計，獲取各高度區(qū)間內(nèi)彎曲變形。試件背面設(shè)置2-3道斜向交叉位移計，獲取各高度區(qū)間的剪切變形。試件背面中部左右兩側(cè)布置兩個面外位移計，檢測加載過程中的整體穩(wěn)定性。整體位移計布置圖如圖5所示。

圖4 加載制度

(a) 試件PECSW1～試件PECSW3

2 試驗(yàn)結(jié)果及其分析

2.1 試驗(yàn)現(xiàn)象及破壞形態(tài)

試驗(yàn)過程中，各試件在墻體中下部均有不同數(shù)量的斜裂縫出現(xiàn)，但由于PEC剪力墻中混凝土被縱向加勁肋分割成相互獨(dú)立的混凝土長細(xì)柱，試件的最終破壞形態(tài)均為典型的壓彎破壞。以PECSW1試驗(yàn)現(xiàn)象為例：當(dāng)位移角達(dá)到1/750時，試件邊區(qū)格中下部出現(xiàn)多條水平裂縫，如圖6(a)所示；隨后裂縫分布區(qū)域變大，數(shù)量增多；當(dāng)位移角達(dá)到1/150時，左側(cè)邊區(qū)格腳部混凝土表皮略有鼓突，右側(cè)邊區(qū)格腳部混凝土表皮小塊脫落；當(dāng)位移角達(dá)到1/80時，兩側(cè)邊區(qū)格下部混凝土表皮大塊脫落，綴板露出，兩側(cè)翼緣下部發(fā)生略微屈曲，如圖6(b)所示；當(dāng)位移角達(dá)到1/75時，試件下部表層混凝土嚴(yán)重脫落，兩側(cè)翼緣下部略微屈曲，縱向加勁肋屈曲程度明顯，如圖6(c)所示；當(dāng)位移角達(dá)到1/68時，試件下部混凝土損傷嚴(yán)重，兩側(cè)翼緣下部嚴(yán)重屈曲，縱向加勁肋嚴(yán)重屈曲，兩側(cè)承載力均下降至峰值荷載的85%以下，如圖6(d)所示。

(a) 位移角1/750

整體來看，PEC剪力墻試驗(yàn)過程大致描述如下：加載初期，墻體受拉側(cè)混凝土表面出現(xiàn)多條水平裂縫；隨著屈服位移倍數(shù)的增加，PEC剪力墻試件兩側(cè)下部水平約束部件斷裂，混凝土壓碎擠出，鋼翼緣外鼓；破壞時墻體底部有效截面面積變小，剛度減小，受彎占據(jù)主導(dǎo)作用，試件發(fā)生壓彎破壞，其它試件最終破壞形態(tài)如圖7所示。

(a) PECSW2

2.2 滯回曲線

試件的水平荷載-位移滯回曲線如圖8所示。由圖可知，各試件的滯回曲線呈較為飽滿的梭形，無明顯的捏縮現(xiàn)象，呈現(xiàn)良好的耗能能力：

(1) 加載初期，各試件滯回曲線近似為一條直線，基本不產(chǎn)生殘余變形，試件處于彈性工作狀態(tài)；

(2) 隨著荷載加載級數(shù)的增長，加載剛度和卸載剛度略下降，殘余變形逐漸增大，試件處于彈塑性階段；

(3) 試件荷載達(dá)到峰值后，由于左右兩側(cè)下部混凝土鼓突并發(fā)生部分脫落，同級荷載步內(nèi)3個循環(huán)的承載力和剛度均略有退化；

(4) 加載后期，由于試件左右兩側(cè)下部水平約束部件斷裂，鋼翼緣外鼓，混凝土壓碎擠出，同級荷載步內(nèi)3個循環(huán)的承載力和剛度退化嚴(yán)重，最終水平承載力下降至峰值荷載的85%以下。

(a) PECSW1

2.3 骨架曲線

PEC剪力墻在不同軸壓比和剪跨比下的骨架曲線如圖9所示，均呈斜向反S形，其受力過程可近似分為彈性、塑性和破壞3個階段。由圖可知：

(1) 加載前期，同一剪跨比下，PEC剪力墻剛度相差不大。

(2) 同一剪跨比下，圖9(a)中試件PECSW2、PECSW3水平峰值荷載較試件PECSW1的水平峰值荷載略低；圖9(b)中PECSW5水平峰值荷載也略低于PECSW4，這是因?yàn)檩S壓比過大，PECSW2、PECSW3先兩級發(fā)生壓彎破壞，PECSW5先一級發(fā)生壓彎破壞。加載后期，隨著軸壓比的增大，水平承載力下降速度越快。

(a) 剪跨比1.88

(3) 隨著剪跨比的增大，PEC剪力墻的剛度和水平峰值荷載隨之減??；加載后期，PECSW4和PECSW6水平承載力下降較為平緩，PECSW2承載力下降較快，表明在低剪跨比下PEC剪力墻的延性較差。

2.4 特征點(diǎn)承載力

各試件在加載過程中主要階段特征點(diǎn)的承載力、位移實(shí)測值和強(qiáng)屈比見表4。其中Py為屈服荷載，Pu為峰值荷載，Pd為極限荷載，Δy為由Park法[9]確定的名義屈服位移，Δu為峰值荷載對應(yīng)的峰值位移，Δd為水平承載力下降至85%以下的極限位移。由表4可知：

(1) 同一剪跨比下，正向加載時，試件PECSW2、PECSW3的峰值荷載比試件PECSW1的延性系數(shù)分別降低了13.91%和3.57%；反向加載時，試件PECSW2、PECSW3的峰值荷載比試件PECSW1的峰值荷載分別降低了9.01%和16.12%。

(2) 同一軸壓比下，正向加載時，試件PECSW4、PECSW6的峰值荷載比試件PECSW1的峰值荷載分別下降了29.65%和51.38%；反向加載時，試件PECSW4、PECSW6的峰值荷載比試件PECSW1的峰值荷載分別下降了29.32%和48.65%。表面剪跨比對試件的承載力影響很大。

(3) 強(qiáng)屈比基本在1.30左右，表面材料達(dá)到屈服強(qiáng)度后仍有較大的強(qiáng)度儲備。

表4 特征點(diǎn)荷載、位移匯總

2.5 變形能力

各試件的層間位移角和位移延性系數(shù)見表5。其中θy為屈服點(diǎn)層間位移角，θu為峰值點(diǎn)層間位移角，θd為極限點(diǎn)層間位移角，位移延性系數(shù)μ=Δd/Δy。從表5可見：

(1) 由試件PECSW1～PECSW3可知，隨著軸壓比的增大，極限層間位移角θd隨之減?。挥稍嚰ECSW2、PECSW4和試件PECSW6可知，隨著剪跨比的增大，極限層間位移角θd隨之增大。

(2) 各試件位移延性系數(shù)范圍為2.22～2.93，略小于剪力墻結(jié)構(gòu)位移延性系數(shù)3～4的要求，但各試件極限層間位移角范圍為1/56～1/80，均滿足JGJ/T 380—2015《鋼板剪力墻技術(shù)規(guī)程》[10]對罕遇地震下對組合剪力墻限值的要求，說明PEC剪力墻仍具有良好的變形能力。

表5 特征點(diǎn)變形值

2.6 應(yīng)變發(fā)展

一方面，應(yīng)變較大時，主鋼件應(yīng)變片受混凝土影響測得結(jié)果誤差很大；另一方面，混凝土應(yīng)變片由于表面開裂而失效。分別截取水平位移角1/167、1/250和1/200的應(yīng)變片讀數(shù)分析。以不同剪跨比(試件PECSW2、PECSW4和PECSW6)為例，所得主鋼件和混凝土應(yīng)變發(fā)展如圖10所示。

(a) PECSW2型鋼應(yīng)變發(fā)展

由圖可知，型鋼應(yīng)變沿墻長度方向近似呈線性分布，基本符合平截面假定；混凝土受壓區(qū)近似呈線性分布，而受拉區(qū)由于混凝土的開裂誤差較大，但受拉區(qū)對試件性能影響很小，因此認(rèn)為PEC剪力墻試件在壓彎作用下滿足平截面假定。

2.7 剛度退化

各試件環(huán)線剛度[11]與墻頂水平位移的關(guān)系曲線如圖11所示。由圖可見，各試件在整個加載過程中剛度退化持續(xù)、均勻，表明PEC剪力墻在水平荷載作用下受力性能穩(wěn)定。

(1) 根據(jù)圖11(a)和11(b)，軸壓比對PEC試件的剛度退化影響較小，但整體表現(xiàn)為：退化速率隨軸壓比的增大而增大。

(2) 根據(jù)圖11(c)，試件的初始剛度和剛度退化速率隨剪跨比的增大而減小。

(a) 剪跨比1.88

2.8 承載力退化

承載力退化指試件承載力隨加載循環(huán)次數(shù)的增加而降低的特性，可用承載力退化系數(shù)λ表示[12]。試件承載力退化系數(shù)與水平幅值的關(guān)系如圖12所示。

(a) 剪跨比1.88

根據(jù)圖12可知：各試件的承載力退化系數(shù)λ整體隨位移幅值的增大而減小，在最后兩級循環(huán)下降最為明顯，表明隨著位移幅值的增大，各試件承載力退化加劇。各試件的承載力退化曲線基本相似，說明軸壓比和剪跨比對PEC剪力墻試件的同級承載力退化影響不大。

2.9 耗能能力

根據(jù)試件的滯回曲線計算其每周耗能和累計每周耗能[13]，具體計算結(jié)果如圖13所示。由圖13可知：

(1) 加載初期，試件處于彈性工作狀態(tài)，耗能增長較慢；隨著水平位移的增大，試件進(jìn)入塑性工作狀態(tài)，耗能增長加快。

(2) 隨著軸壓比的增大，同一水平幅值下每周耗能和累計每周耗能均隨之增大，但由于PECSW5提前兩級發(fā)生破壞，最終累計耗能小于PECSW4，說明軸壓比太大會影響PEC剪力墻試件的耗能能力。

(3) 隨著剪跨比的增大，同一水平幅值下每周耗能和累計每周耗能均隨之減小很多。

在往復(fù)荷載作用下，滯回曲線的滯回環(huán)面積受到強(qiáng)度和剛度退化的影響，可采用等效黏滯阻尼系數(shù)he[14]來表征這一特性，具體計算結(jié)果如圖14所示。由圖14可知：

(1) 加載初期，水平位移較小，由于加載頭連接處對縫隙和混凝土內(nèi)部縫隙的擠壓耗散了部分能量，加載裝置誤差所占比例較大，導(dǎo)致黏滯阻尼系數(shù)呈下降趨勢；隨著水平幅值的增大，等效黏滯阻尼系數(shù)基本隨水平幅值的增大而增大。

(2) 隨著軸壓比的增大，等效黏滯阻尼系數(shù)隨之增大，試件PECSW1～PECSW3的黏滯阻尼系數(shù)分別達(dá)到了0.16、0.22和0.25；試件PECSW5同累計耗能一樣，由于提前兩級加載破壞，最終等效黏滯阻尼系數(shù)小于PECSW4，說明軸壓比太大會影響PEC剪力墻試件的耗能能力。

(3) 隨著剪跨比的增大，等效黏滯阻尼系數(shù)隨之減小，PECSW2、PECSW4、PECSW6的黏滯阻尼系數(shù)分別為0.25、0.22和0.18。

3 結(jié) 論

(1) 通過試驗(yàn)現(xiàn)象分析，由于縱向加勁肋的設(shè)置，將混凝土切分成了若干柱體，限制了墻體內(nèi)部剪切裂縫的形成，PEC剪力墻試件在不同剪跨比和不同軸壓比下均發(fā)生壓彎破壞，破壞形式表現(xiàn)為：試件兩側(cè)下部水平約束部件斷裂，混凝土壓碎擠出，鋼翼緣外鼓。

(2) 各試件極限層間位移角范圍為1/56～1/80，均滿足規(guī)范對罕遇地震下對組合剪力墻限值的要求，說明PEC剪力墻具有良好的變形能力。

(3) 隨著軸壓比的增大，試件的剛度和耗能能力呈先增大后減小的趨勢，延性降低明顯。

(4) 隨著剪跨比的提高，試件的水平峰值荷載降低、極限層間位移角增大、剛度退化速度減緩、耗能能力下降明顯。