不同支撐形式的型鋼混凝土剪力墻抗震性能試驗研究

王玉鐲，高?；?，許德建，王慧敏，傅傳國

(1.山東建筑大學 土木工程學院，濟南 250101；2.山東職業學院 鐵道工程與土木工程系，濟南 250104)

高層建筑在現代建筑中占據越來越重要的地位，其結構安全受到越來越廣泛的關注，各種災害中，地震作用對建筑物的危害尤為嚴重。目前，高層建筑普遍采用剪力墻作為結構的核心抗側力構件，傳統剪力墻在力學性能方面雖然能夠滿足結構的基本要求，但因其延性性能較差，發生地震時極易發生脆性破壞，有待進一步改進。在普通剪力墻中加入不同形式的型鋼支撐來提高墻體結構的力學性能，得到一種新型剪力墻，即型鋼混凝土剪力墻。

已有研究成果主要集中在鋼板混凝土剪力墻、帶鋼桁架或X型支撐鋼骨剪力墻方面，大多僅是對X型支撐剪力墻進行試驗研究，而沒有將不同支撐形式進行對比分析。筆者通過考慮不同型鋼支撐形式對剪力墻抗震性能的影響，以確定最優的型鋼支撐布置形式，進行了3個不同支撐形式(均采用工字鋼)型鋼混凝土剪力墻和1個普通混凝土剪力墻對比試件在低周反復荷載作用下關于抗震性能的試驗研究。

1 試件概況

1.1 試件設計

試驗共設計了4個試件，其中3個帶型鋼支撐的剪力墻試件(SW-X1、SW-P1-、SW-R)和1個普通剪力墻對比試件SW-D，其截面形式全部是矩形(寬800 mm，厚200 mm)，混凝土采用C40的商品混凝土，分布筋和主筋均采用HRB400熱軋帶肋鋼筋，拉筋采用φ6.5的光圓鋼筋，支撐形式分別為：X型(SW-X1)、AC1型(SW-P1)和AC2型(SW-R)，如圖1所示。剪力墻詳細參數及配筋見圖2和表1。

圖1 不同型鋼支撐示意圖Fig.1 Diagram of different types of steel

X型支撐，布置相對復雜，工字鋼在墻體中對角布置，兩型鋼交叉處焊接，形成一個整體，可有效提高剪力墻試件的水平抗側力；AC1型，兩工字鋼平行布置于墻體兩側，可有效提高試件水平抗側力的同時，較X型支撐布置簡單；AC2型，工字鋼下端靠近墻體兩側邊緣，上端靠近墻體中心位置，斜向布置，其傾斜度小于X型支撐，大于AC1型支撐，是介于X型與AC1型之間的支撐形式。通過研究3種不同型鋼支撐形式下型鋼混凝土剪力墻試件的抗震性能，尋求最佳支撐類型。

圖2 試件配筋圖Fig. 2 Reinforcement layout of

試件編號試件說明墻板寬/mm墻板厚/mm墻板凈高/mm墻底至加載距離墻板水平分布筋SW-D普通剪力墻無暗撐8002001 2501 400?8@150SW-X1工字鋼X型暗撐剪力墻8002001 2501 400?8@150SW-P1工字鋼AC1型暗撐剪力墻8002001 2501 400?8@150SW-R工字鋼AC2型暗撐剪力墻8002001 2501 400?8@150試件編號墻板豎直分布筋支撐加載梁高/mm寬/mm長/mm主筋箍筋基礎梁高/mm寬/mm長/mm主筋箍筋SW-D?8@150無300300800418?8@1004504001800620?8@100SW-X1?8@150X型工字鋼暗撐300300800418?8@1004504001800620?8@100SW-P1?8@150AC1型工字鋼暗撐300300800418?8@1004504001800620?8@100SW-R?8@150AC2型工字鋼暗撐300300800418?8@1004504001800620?8@100

1.2 材料的力學性能

在試件的制作過程中，采用同批混凝土制作了一組立方體試塊(共3塊)，在現場同等條件下養護28 d，然后進行測試，結果見表2。同時，對試驗中用到的鋼筋和型鋼進行材料性能試驗，試驗結果詳見表3和表4。

表2 混凝土的力學性能指標Table 2 Mechanical properties of concrete

表3 鋼筋的力學性能指標Table 3 Mechanical properties of reinforcing bars

表4 型鋼的力學性能指標Table 4 Mechanical properties of steel

2 試驗概況

2.1 加載裝置

試驗加載方式如圖3所示，使用1 000 kN MTS對剪力墻作用反復水平荷載，同時使用固定在門式反力架上的千斤頂對試件作用豎向恒定荷載。通過地錨螺栓將剪力墻固定于試驗室地面，作動器固定于反力墻上，并與剪力墻通過水平鏈接扣件緊密連接。

圖3 加載裝置圖

2.2 加載制度

豎向荷載：試驗開始前，通過分配梁將豎向荷載P=550 kN(軸壓比為0.13)作用于剪力墻上，并且在整個加載過程保持不變。

水平荷載：為模擬地震作用下試件受力過程，在距離基礎梁上頂面1 400 mm處使用MTS作用反復水平荷載。該試驗整個加載過程采取位移控制，步長全部采用2 mm，每一級位移往復兩次，加載制度見圖4。當試件不能繼續保持豎向荷載值穩定或者水平荷載降到最大荷載的85%，試驗終止。

圖4 加載制度示意圖

2.3 觀測內容

試驗中量測了試件的荷載、位移和應變。水平荷載與位移均由MTS伺服液壓加載系統測量與記錄，豎向荷載采用壓力傳感器測量。應變測量包括墻體兩側混凝土、墻中水平分布筋、墻中豎向分布筋和型鋼支撐的應變，各試件中應變片布置如圖5所示。試件的裂縫開展和最終破壞情況采用手工描縫和數碼相機拍照記錄。

圖5 試件應變片布置圖Fig.5 Arrangement of strain

3 試驗現象分析

3.1 試件SW-D

當位移步Δ=+6 mm時，在試件A端距底部33 cm處出現第一道細微的水平裂縫。當位移步Δ=-6 mm時，試件B端距底部約33 cm處出現一道新的水平裂縫，原有裂縫的端部產生微裂縫。之后隨位移逐漸增加，裂縫繼續開展，并向斜下方延伸，兩條主裂縫交匯。當位移步Δ=+24 mm時，原有裂縫持續發展，底部邊緣有豎向微裂縫出現，B端底部出現混凝土剝落。位移步Δ=+28 mm后，試件兩端底部破壞嚴重，水平荷載降至其最大荷載的85%，試驗終止。破壞現象如圖6所示。

圖6 試件SW-D破壞圖

3.2 試件SW-X1

當位移步Δ=+6 mm時，在試件A端距底部約48 cm處產生第一道水平裂縫。當位移步Δ=-6 mm時，在試件B端距底部約30 cm位置處呈現出一條新裂縫，呈水平狀微向下傾斜。當位移步Δ=+10 mm時，A端距底部48 cm處的裂縫繼續向墻身內擴展，并且距底部5 cm位置處發現新裂縫，斜向下發展，過程中伴有“噌噌”聲。在位移步Δ=+16 mm時，在A端距底部78 cm位置處有兩道新的水平短裂縫。當位移步Δ=-16 mm時，B端距底部30 cm處的裂縫與A端裂縫貫通。隨著位移步繼續增大，裂縫不斷開展，并且出現掉渣現象，剪力墻底角處混凝土開始剝落。在位移步Δ=+42 mm后，剪力墻兩端底部混凝土被壓碎，發生脫落，水平荷載降至其最大荷載的85%，試驗終止。破壞現象如圖7所示。

圖7 試件SW-X1破壞圖

3.3 試件SW-P1

當位移步Δ=+10 mm時，試件A端距底部約28 cm處出現第一道裂縫，呈水平狀向內部延伸。當位移步Δ=+12 mm時，在試件A端距底部約33 cm位置處有一道新的水平短裂縫，開展緩慢。當位移步Δ=-12 mm時，在試件B端距底部22 cm位置處產生一道水平裂縫，迅速向墻體中心位置發展。當位移步Δ=+20 mm時，在試件A端距底部約65 cm位置處產生一道新裂縫，沿約45°方向斜向下迅速開展，穿過墻體中心位置。當位移步Δ=+24 mm和-24 mm時，在A端距底部91 cm和B端距底部35 cm處分別出現水平狀裂縫，向墻內發展。之后隨位移持續增長，裂縫不斷開展，試件兩側出現較多斜向短裂縫，剪力墻底角處出現混凝土脫落現象。在位移步達到+52 mm后，剪力墻兩端底部破壞，水平荷載降至最大荷載的85%，試驗終止。破壞現象如圖8所示。

圖8 試件SW-P1破壞圖

3.4 試件SW-R

當位移步Δ=-8 mm時，試件B端距底部約31 cm處產生第一道裂縫，呈水平狀向墻內延伸。當位移步Δ=+12 mm時，試件A端距底部約9 cm處有一道新裂縫，并迅速向墻體中心位置發展。當位移步Δ=+14 mm時，在試件A端距底部34 cm處發現新裂縫，斜向下發展。當位移步Δ=+16 mm時，斜向裂縫在墻體中間位置交匯。當步長Δ=+18 mm時，原有裂縫繼續開展，且在端部產生若干微裂縫。隨位移步不斷增加，陸續出現若干條裂縫，出現位置逐漸增高，原有裂縫繼續擴展和延伸。當位移步Δ=+34 mm時，在B端底角處發生混凝土剝落現象。在位移步Δ=+46 mm后，水平荷載降低至其最大荷載的85%，試驗終止。破壞現象如圖9所示。

圖9 試件SW-R破壞圖

3.5 試件破壞形態比較分析

通過對上述4個試件破壞形態的對比分析(如圖6～圖9所示)可以看出：

1)試件SW-X1、SW-P1、SW-R與試件SW-D的破壞模式類似，均為彎剪型破壞。試件裂縫開展之初大多為水平方向，隨著位移的增加，逐漸斜向發展，且剪力墻破壞時底角處混凝土出現壓碎、剝落現象。

2)對比試件SW-D裂縫較少，且開展較快，斜裂縫為約45°斜向下發展；試件SW-X1裂縫相對試件SW-D增多，且裂縫開展區域高度有所增加，斜裂縫發展方向與型鋼支撐布置方向相似，說明支撐的存在可以控制裂縫的發展走向；試件SW-P1裂縫一直延伸至墻身2/3高度處，裂縫發展最充分，且分布范圍廣；試件SW-R的裂縫以斜裂縫為主，且裂縫主要集中在墻身1/2以下位置。

3)型鋼混凝土剪力墻裂縫發展范圍均比普通剪力墻顯著增加，說明支撐的存在可以有效地增大剪力墻的塑性區高度，其中帶AC1型支撐試件SW-P1的裂縫分布范圍最廣，塑性區最大。

4 試驗結果分析

4.1 滯回曲線

試驗采用MTS自動記錄每個試件水平荷載與位移的滯回關系曲線，然后以此來分析每個試件的抗震表現。SW-D、SW-X1、SW-P1和SW-R的滯回曲線如圖10所示，通過分析比較可知：

圖10 滯回曲線Fig.10 Hysteretic loops of

1)開裂前，各試件均處于彈性工作階段，此時殘余應變很小，滯回環面積也很??；

2)開裂以后到屈服前，水平荷載增長速率下降，滯回曲線斜率隨位移的增加而逐漸變??；

3)整體屈服以后，隨著位移的增加，塑性變形占總變形的比例不斷增大，水平荷載增長隨之變緩，達到最大值后水平荷載逐漸降低，但滯回環包絡面積還在不斷增大，表現出了良好的塑形變形能力；

4)從圖10可以看出，滯回環面積：SD

4.2 骨架曲線

圖11 荷載位移骨架曲線Fig.11 Skeleton curves of

骨架曲線作為研究結構構件非線性性能的重要數據，為研究結構構件在地震作用下的彈塑性性能提供了基礎依據。比較圖11中4條骨架曲線，可以發現：在彈性工作階段，試件的初始剛度大致相同；裂縫出現以后，剛度開始下降，帶支撐試件承載能力明顯大于對比試件，支撐形成的核心束可以約束裂縫開展；隨著位移的增加，骨架曲線的斜率隨之下降，對比試件水平荷載增長非常緩慢，帶支撐試件中由于型鋼支撐的作用骨架曲線斜率明顯大于對比試件，且荷載值也明顯大于對比試件；在達到最大荷載之后，SW-D的骨架曲線下降段比較陡，承載力衰減很快，SW-X1、SW-P1和SW-R骨架曲線下降段則較為平緩，承載力下降相對緩慢，說明支撐的存在可以減緩后期試件的破壞，提高了試件后期的抗震性能。

4.3 承載力分析

各試件開裂荷載、屈服荷載和極限荷載如表5所示。

表5試件的開裂荷載、屈服荷載和極限荷載
Table5Crackingload,yieldloadandultimateloadofspecimens

編號正向加載Fc/kNFy/kNFu/kN負向加載Fc/kNFy/kNFu/kN均值Fc/kNFy/kNFu/kN強屈比Fu/FySW-D158.51167.34173.74149.00155.50164.57153.76161.42169.161.05SW-X1202.84245.33247.54176.14210.67257.82189.49228.00252.681.11SW-P1223.46245.58308.40183.81224.04274.81203.64234.81291.611.24SW-R206.50235.83289.90180.52215.84266.95193.51225.84278.431.23

注：Fc為試件的開裂荷載，Fy為試件的屈服荷載，Fu為試件的極限荷載，極限荷載與屈服荷載的比值Fu/Fy為試件的強屈比。

由表5中的試驗數據可以發現：

1)帶型鋼支撐試件的屈服荷載和極限荷載比對比試件都有很大提升，說明型鋼支撐的布置能夠有效提高試件的承載力，試件SW-X1、SW-P1和SW-R的屈服荷載分別提高了41.2%、45.5%和39.9%，極限荷載提高了49.4%、71.9%和64.6%，其中試件SW-P1屈服荷載與極限荷載的增幅最大。

2)帶型鋼支撐試件的強屈比比對比試件都有所提升，可見支撐的存在一定程度上增大了剪力墻的塑性，提高了剪力墻的安全儲備，其中試件SW-P1的強屈比提升比例最大，其次是試件SW-R，最后是試件SW-X1。

4.4 剛度退化分析

采用同級變形下的割線剛度來表示試件的剛度，割線剛度的計算方法如圖12所示，即采用每級位移循環中的荷載最大值與其對應位移之比作為割線剛度[16]，每一個循環的割線剛度取正向加載和負向加載的剛度平均值，最終的割線剛度取同一位移步長下兩次加載的割線剛度平均值。采用上述計算方法得到的剛度退化曲線見圖13。

圖12 割線剛度計算方法Fig.12 Calculation method of secant

圖13 剛度退化曲線Fig. 13 Degradation curves of secant

從圖13中各試件的剛度退化曲線可知：所有試件的初始剛度基本相同，說明支撐的存在并沒有改變試件的初始剛度，影響初始剛度的主要因素是混凝土的強度及構件的尺寸；從開始加載到屈服，所有試件的剛度均快速下降，其中帶支撐試件的剛度下降速率要低于對比試件；從試件屈服到試驗終止，所有試件剛度退化緩慢，其中帶支撐試件的剛度均要明顯大于對比試件的剛度；對比試驗終止時試件的剩余剛度，SW-P1的剩余剛度最大，接下來依次為試件SW-R、SW-X1和SW-D。綜上所述，加設型鋼支撐能夠有效地降低試件初期的剛度退化速率，也有利于試件后期的剛度穩定性，提高試件后期的抗震性能。

4.5 延性性能分析

用延性系數作為衡量試件延性性能的主要參數。各試件開裂位移、屈服位移、極限位移及延性系數如表6所示。

對表6中各試件試驗數據對比分析，能夠得到：試件SW-X1、SW-P1和SW-R極限位移比對比試件SW-D分別提高了50.0%、85.7%和60.7%，其延性系數提高比例分別為14.5%、19.3%和5.0%，說明試件中支撐的存在能有效提高剪力墻的延性，且 SW-P1極限位移和延性系數提升幅度最大，其抗震延性性能表現最為優異。

表6試件的開裂位移、屈服位移、極限位移及延性系數
Table6Crackingdisplacement,yielddisplacement,ultimatedisplacementandductilitycoefficientofspecimens

編號正向加載Uc/mmUy/mmUm/mm負向加載Uc/mmUy/mmUm/mm平均值Uc/mmUy/mmUm/mm延性系數Um/UySW-D6.007.5228.006.007.2528.006.007.3928.003.79SW-X16.009.8942.006.009.4542.006.009.6742.004.34SW-P110.0011.0052.0010.0012.052.0010.0011.5052.004.52SW-R10.0012.5046.008.0010.044.0010.0011.3045.003.98

注：Uc為試件的開裂位移;Uy為試件的屈服位移;Um為試件的極限位移，極限位移與屈服位移的比值Um/Uy為試件的延性系數。

4.6 應變分析

1)由圖14(a)可知，型鋼混凝土剪力墻試件的混凝土應變范圍較對比試件明顯變小，說明型鋼有效約束了試件混凝土的變形，增強了試件的抗變形能力。

2)由圖14(a)可以看出，在3個型鋼試件中，試件SW-P1的應變范圍最小，且拉壓應變分布基本對稱，試件SW-R的應變范圍較小，試件SW-X1的應變范圍最大，這表明試件SW-P1的抗變形能力最好，SW-X1的抗變形能力最差。

3)由圖14(b)可知，加載初期試件型鋼應變較小，隨著加載的繼續，型鋼應變不斷增大，且逐漸表現為拉應變。

綜上所述，與普通剪力墻相比，帶型鋼暗支撐的混凝土剪力墻抗震性能顯著提高。屈服荷載和極限荷載都有很大提升，強屈比的提高增大了剪力墻的安全儲備；剛度退化減緩，且后期剛度有所提升，剪力墻后期抗震性能穩定性好；極限位移與延性系數的提高可滿足大震對墻體變形的要求；滯回曲線更加飽滿，剪力墻耗能能力明顯提高。在3種不同支撐形式中，又以加入豎向平行型鋼對剪力墻抗震性能的提升效果最為顯著。

圖14 試件應變分析圖Fig. 14 Strain analysis of

5 結論

1)在低周反復荷載作用下，型鋼支撐的存在可以延遲裂縫的出現，細化裂縫的寬度，有效增大剪力墻的塑性區高度。另外，試件SW-X1、SW-P1、SW-R和SW-D破壞形態基本一致，都屬于彎剪型破壞。

2)型鋼支撐明顯的提高了剪力墻的開裂荷載、屈服荷載和極限荷載，也減緩了剛度的衰減速率，有利于結構的后期穩定，提高結構后期的抗震性能。

3)加入型鋼支撐可以增大剪力墻的屈服位移、極限位移和延性系數，能夠有效提升剪力墻延性性能，也提升了剪力墻在地震作用下的安全性能，加入型鋼支撐的試件滯回曲線更為飽滿，其耗能能力遠優于普通剪力墻試件。

4)綜合分析試驗中各剪力墻的裂縫開展情況、承載力、應變、延性及耗能等抗震性能可以發現，型鋼支撐的存在有效提高了剪力墻的抗震性能，其中在墻體中加入豎向平行型鋼支撐對剪力墻抗震性能提升效果最優。在工程上，當剪力墻受到尺寸限制，配筋過多，或者普通配筋不能滿足性能要求時，可在墻體中加入平行型鋼支撐，不僅提高剪力墻各項力學性能，還能提高施工效率。

5)建議在混凝土剪力墻設計時，通過適當增加邊緣約束構件配筋來提高剪力墻力學性能，在墻體內部加入豎向平行型鋼支撐可以最有效地提高剪力墻的抗震性能。