龐 瑞 劉宇豪 梁書(shū)亭 王 璐 趙晗玉

(1 河南工業(yè)大學(xué)土木工程學(xué)院， 鄭州 450001)(2 東南大學(xué)土木工程學(xué)院， 南京 211189)(3 河南省建筑設(shè)計(jì)研究院有限公司， 鄭州 450014)

剪力墻是高層和超高層建筑中的主要抗側(cè)力構(gòu)件，需承擔(dān)較大的豎向荷載、水平地震作用與風(fēng)荷載等作用.隨著建筑高度的不斷增大，鋼筋混凝土(RC)剪力墻截面尺寸逐漸增大，致使建筑有效使用面積減小，結(jié)構(gòu)自重增加，對(duì)結(jié)構(gòu)抗震和地基基礎(chǔ)亦有不利影響[1].鋼-混凝土組合剪力墻具有承載能力高、延性好和耗能能力強(qiáng)等優(yōu)點(diǎn)，可有效克服RC剪力墻的不足[2].

鋼-混凝土組合剪力墻的主要形式有型鋼混凝土組合剪力墻、單鋼板組合剪力墻和雙鋼板組合剪力墻等[3].實(shí)踐表明[4-8]，鋼-混凝土組合剪力墻具有較好的抗震性能，但需要現(xiàn)場(chǎng)綁扎鋼筋、澆筑混凝土，存在勞動(dòng)強(qiáng)度大、施工效率低等問(wèn)題.單鋼板組合剪力墻中的鋼板可提高墻肢的承載力、剛度和延性等，但不能對(duì)混凝土提供較好的約束作用.雙鋼板組合剪力墻能夠較好地發(fā)揮鋼與混凝土材料的作用，鋼板對(duì)混凝土的約束作用較好[9]，為防止鋼板屈曲，結(jié)構(gòu)用鋼量通常較高，且結(jié)構(gòu)鋼板外露，防護(hù)和維護(hù)成本較高.

為進(jìn)一步發(fā)揮型鋼(鋼板)-混凝土剪力墻的結(jié)構(gòu)優(yōu)勢(shì)，文獻(xiàn)[10]提出了適用于多、高層建筑的裝配式鋼-混凝土組合管(SRCT)剪力墻結(jié)構(gòu)，并研究了SRCT剪力墻的軸壓與抗震性能[11-16].本文在裝配式鋼-混凝土組合管剪力墻抗震性能試驗(yàn)的基礎(chǔ)上，建立了SRCT剪力墻非線(xiàn)性數(shù)值模型，進(jìn)一步分析了結(jié)構(gòu)的受力與抗震性能，以期為SRCT剪力墻的研究與應(yīng)用提供參考.

1 試驗(yàn)

1.1 試件設(shè)計(jì)

設(shè)計(jì)制作了5個(gè)SRCT剪力墻試件和1個(gè)RC剪力墻試件.SRCT剪力墻試件編號(hào)分別為SRCTW-3、SRCTW-3*、SRCTW-4、SRCTW-5和SRCTW-5*；RC剪力墻試件編號(hào)為SW-3，與試件SRCTW-3同等條件配筋.SRCTW-3、SRCTW-4、SRCTW-5的栓拉筋間距均為200 mm，SRCTW-3*的栓拉筋間距為150 mm，SRCTW-5*的栓拉筋間距為250 mm.RC剪力墻均采用HRB400級(jí)鋼筋，墻體中部縱筋直徑為16 mm，間距為110 mm；水平分布筋直徑為12 mm，間距為200 mm；箍筋直徑為8 mm，間距為100 mm.試件剪跨比為1.65，設(shè)計(jì)軸壓比為0.2；U形鋼規(guī)格均采用14b槽鋼.試件設(shè)計(jì)參數(shù)見(jiàn)表1，試件幾何尺寸及構(gòu)造示意圖見(jiàn)圖1.

(a) 剪力墻試件立面圖

表1 試件設(shè)計(jì)參數(shù)

1.2 加載裝置和量測(cè)內(nèi)容

試驗(yàn)加載裝置見(jiàn)圖2.通過(guò)錨桿、壓梁、千斤頂?shù)葘⒃嚰潭ㄓ趯?shí)驗(yàn)室剛性地面，模擬墻肢底部嵌固.試件頂部由千斤頂和分配梁施加豎向荷載，千斤頂尾部連接小滑車(chē)，小滑車(chē)底部通過(guò)長(zhǎng)螺桿固定于鋼反力架，以模擬滑動(dòng)鉸支座條件.

圖2 試驗(yàn)加載裝置

加載制度采用荷載-位移雙控制法[17].試件屈服前按荷載控制分級(jí)加載，每級(jí)級(jí)差為50 kN，臨近屈服時(shí)級(jí)差改為25 kN，每級(jí)循環(huán)1次.試件屈服后改為位移加載，取屈服位移Δy的整數(shù)倍為級(jí)差，每級(jí)循環(huán)3次，直至試件破壞或荷載下降至峰值荷載的85%時(shí)停止加載.

試驗(yàn)過(guò)程中量測(cè)內(nèi)容包括荷載、位移、關(guān)鍵位置的應(yīng)變及相對(duì)變形等.在加載梁中心設(shè)置位移計(jì)H1，同時(shí)沿墻高設(shè)置2個(gè)水平位移計(jì)H2和H3，以測(cè)量試件水平位移和側(cè)向變形曲線(xiàn).豎向位移計(jì)V3用于測(cè)量試件的彎曲變形，試件墻面上的1對(duì)交叉位移計(jì)V1和V2用于測(cè)量試件的剪切變形.在地梁上設(shè)置1個(gè)水平位移計(jì)DW1和2個(gè)豎向位移計(jì)V4、V5，以檢測(cè)地梁位移.在試件內(nèi)部鋼板、U形鋼表面布置多個(gè)應(yīng)變片和應(yīng)變花，以測(cè)量鋼組合管應(yīng)變.試件的測(cè)點(diǎn)布置示意圖見(jiàn)圖3.

(a) 位移計(jì)布置圖

2 試驗(yàn)現(xiàn)象與分析

2.1 破壞過(guò)程和破壞形態(tài)

定義以作動(dòng)器向南推試件為正向加載，向北拉試件為負(fù)向加載(見(jiàn)圖2).

RC剪力墻試件破壞形態(tài)為壓彎破壞，最終破壞形態(tài)為墻趾受壓區(qū)混凝土壓碎，約束箍筋張開(kāi)，外側(cè)縱向鋼筋屈曲外鼓呈燈籠狀.

對(duì)于SRCT剪力墻試件，以SRCTW-3為例進(jìn)行說(shuō)明.加載初期，各試件試驗(yàn)現(xiàn)象相似，墻體未出現(xiàn)明顯裂縫，薄壁矩形鋼管與混凝土組合受力良好；彈塑性階段在墻體兩端底部首先出現(xiàn)數(shù)條水平裂縫，隨著加載的持續(xù)，水平裂縫向墻肢底部發(fā)展成斜裂縫；彈塑性階段后期墻肢兩側(cè)底部混凝土輕微剝落；破壞階段墻肢底部混凝土局部剝落，U形鋼撕裂后承載力持續(xù)下降到峰值荷載的85%，加載結(jié)束.各試件裂縫分布和矩形鋼管破壞形態(tài)分別見(jiàn)圖4和圖5.

由圖5可知，試件可按破壞形態(tài)分為以下3類(lèi).

1)A類(lèi)試件：試件側(cè)面底部U形鋼斷裂，并斜向下朝墻體中部撕裂，撕裂處附近鋼板向外鼓脹形成屈曲帶延伸至試件底部(見(jiàn)圖5(a)).

2)B類(lèi)試件：試件側(cè)面底部U形鋼斷裂，U形鋼翼緣與鋼板連接處沿焊縫撕裂并延伸至底部，進(jìn)而引起薄鋼板與法蘭水平焊縫撕裂(見(jiàn)圖5(c)).

3)C類(lèi)試件：試件側(cè)面僅底部U形鋼與法蘭焊縫開(kāi)裂，裂縫持續(xù)發(fā)展并致使薄壁矩形鋼管與法蘭焊縫開(kāi)裂(見(jiàn)圖5(d)).

與RC剪力墻相比，SRCT剪力墻試件墻體裂縫較少，墻肢根部混凝土破壞范圍較小，破壞程度較輕，破壞前表現(xiàn)出較好的整體受力性能.

2.2 滯回曲線(xiàn)

圖6給出了各試件的頂點(diǎn)水平荷載-位移(F-Δ)滯回曲線(xiàn).圖中，θ為試件的位移角.由圖可知，在加載初期，SRCT剪力墻試件曲線(xiàn)呈線(xiàn)性發(fā)展，試件處于彈性階段；隨著加載的繼續(xù)，滯回曲線(xiàn)斜率逐漸減小，剛度逐漸下降，形狀為弓形，滯回環(huán)面積逐漸增大；到達(dá)峰值荷載后，試件承載力和剛度逐漸退化，滯回環(huán)面積繼續(xù)增大，表現(xiàn)出良好的耗能能力和延性.RC剪力墻試件在彈性工作階段滯回曲線(xiàn)則大致為一條直線(xiàn)；達(dá)到屈服點(diǎn)后，剛度下降幅度較大，試件殘余變形不斷增加.與SRCT剪力墻相比，RC剪力墻延性較好，但前期剛度小，承載能力較低.

2.3 骨架曲線(xiàn)與位移延性系數(shù)

圖7為各試件的水平荷載-頂點(diǎn)位移骨架曲線(xiàn).由圖可知，SRCT剪力墻試件的承載力和剛度均大于RC剪力墻試件.SRCT剪力墻試件的承載力與破壞形態(tài)密切相關(guān)，承載力由大到小分別為A類(lèi)試件、B類(lèi)試件、C類(lèi)試件.層間位移角達(dá)到 1/1 000 rad時(shí)，試件均處于彈性階段；層間位移角達(dá)到1/120 rad時(shí)，試件均處于骨架曲線(xiàn)的上升段，滿(mǎn)足抗震設(shè)防要求.隨著距厚比的減小，SRCT剪力墻峰值承載力有所增長(zhǎng)，其原因?yàn)樗ɡ顢?shù)量的增加改善了薄壁矩形鋼管的約束能力及與內(nèi)外層混凝土的黏結(jié)作用.試件SRCTW-5發(fā)生底部焊縫破壞，承載能力較低.隨著鋼板厚度的增大，破壞形態(tài)由U形鋼、鋼板屈服撕裂轉(zhuǎn)為焊縫破壞.建議采取可靠措施保證薄鋼板的焊接質(zhì)量，以實(shí)現(xiàn)預(yù)期破壞模式.

圖7 試件水平荷載-頂點(diǎn)位移骨架曲線(xiàn)

采用幾何作圖法[18]確定試件的屈服點(diǎn)和屈服位移Δy.試件的極限位移Δd為水平荷載下降至峰值荷載85%時(shí)的頂點(diǎn)水平位移.各試件的特征點(diǎn)參數(shù)見(jiàn)表2.表中，位移角均取正向加載和反向加載的平均值.

表2 試件特征點(diǎn)參數(shù)及破壞類(lèi)別

由表2可知，SRCT試件的位移延性系數(shù)為2.38～3.34，均值約為2.98.屈服位移角為1/142～1/223 rad，均值約為1/190 rad；峰值位移角為 1/73～1/87 rad，均值約為1/79 rad；極限位移角為1/57～1/72 rad，均值約為1/65 rad；均遠(yuǎn)大于彈性及彈塑形限值[19]，表明規(guī)范[19]中的層間位移角限值均適用于SRCT剪力墻.SRCT剪力墻試件的延性與破壞形態(tài)密切相關(guān)，延性系數(shù)由大到小分別為A類(lèi)試件、B類(lèi)試件、C類(lèi)試件，表明破壞形態(tài)對(duì)SRCT剪力墻試件的延性有直接影響.除C類(lèi)試件外，SRCT剪力墻試件延性與RC剪力墻相當(dāng)，說(shuō)明SRCT剪力墻結(jié)構(gòu)變形能力較好.建議應(yīng)用中嚴(yán)格控制薄鋼板的焊接質(zhì)量，以提高墻體的承載力與變形能力.

2.4 剛度退化

各試件剛度K隨位移加載幅值變化的關(guān)系曲線(xiàn)見(jiàn)圖8.由圖可知，各試件在加載過(guò)程中的剛度退化較均勻、持續(xù)且穩(wěn)定.與現(xiàn)澆試件相比，SRCT剪力墻試件的初始剛度大，表現(xiàn)出更好的抗側(cè)能力.各試件初始剛度由大到小依次為SRCTW-4、SRCTW-3、SRCTW-5、SRCTW-5*、SRCTW-3*、SW-3.SRCT剪力墻試件的初始剛度為78.2～102.1 kN/mm，前期剛度退化較快，隨后下降趨勢(shì)趨于平緩，接近峰值位移時(shí)，剛度退化趨勢(shì)又略微增大.接近峰值荷載對(duì)應(yīng)的位移時(shí)，剛度下降較快的原因是距墻肢底部約200 mm處的U形鋼發(fā)生撕裂，建議對(duì)該處進(jìn)行鋼板補(bǔ)強(qiáng).隨著距厚比的減小和栓拉筋數(shù)量的增加，薄壁矩形鋼管與內(nèi)外層混凝土的協(xié)同受力水平逐漸提高，試件剛度退化較慢.C類(lèi)試件的剛度退化曲線(xiàn)基本重合，且剛度均小于A(yíng)、B類(lèi)試件，在應(yīng)用中應(yīng)加以規(guī)避.

圖8 試件剛度退化曲線(xiàn)

2.5 耗能能力

圖9為各試件的累積耗能曲線(xiàn).由圖可知，當(dāng)位移角達(dá)到1/1 000 rad時(shí)，SRCT剪力墻耗能較小但仍大于RC剪力墻；當(dāng)位移角達(dá)到1/120 rad時(shí)，試件的耗能能力均有較大增長(zhǎng)，明顯高于RC剪力墻，表明SRCT剪力墻具有良好的耗能能力.A、B類(lèi)試件耗能能力大于C類(lèi)試件，在大震下具有較好的耗能能力，可提高結(jié)構(gòu)的安全性.減小距厚比可提高墻體塑性變形能力，進(jìn)而提高試件的耗能能力.

(a) 整體滯回耗能曲線(xiàn)

3 數(shù)值分析

3.1 模型建立

為進(jìn)一步揭示SRCT剪力墻的受力機(jī)理，采用有限元程序ABAQUS建立SRCT剪力墻非線(xiàn)性數(shù)值分析模型，并對(duì)其在豎向壓力和單調(diào)水平荷載共同作用下的受力性能進(jìn)行研究.有限元模型及網(wǎng)格劃分如圖10所示.模型中混凝土和抗剪栓釘采用C3D8R三維實(shí)體單元，鋼板和U形鋼采用S4R殼單元，栓拉筋采用T3D2三維桁架單元.鋼材與混凝土的切向力采用庫(kù)倫摩擦模型模擬，法向接觸采用硬接觸，界面摩擦系數(shù)取0.3[20].U形鋼與鋼板通過(guò)綁定約束連接形成薄壁矩形鋼管，栓釘與栓拉筋嵌入混凝土內(nèi)部.混凝土本構(gòu)采用文獻(xiàn)[21]提出的塑性損傷模型，材料參數(shù)取試驗(yàn)實(shí)測(cè)值.鋼材本構(gòu)采用雙折線(xiàn)本構(gòu)關(guān)系，強(qiáng)化段彈性模量取鋼材實(shí)測(cè)彈性模量的0.01倍.

(a) 焊接矩形鋼管模型

3.2 有限元模型驗(yàn)證

圖11為各試件的荷載-位移曲線(xiàn)有限元分析結(jié)果與試驗(yàn)結(jié)果對(duì)比圖.各試件的峰值承載力試驗(yàn)值Ve和有限元計(jì)算值Vs見(jiàn)表3.由圖11和表3可知，試件的峰值荷載有限元計(jì)算值與試驗(yàn)值吻合程度較好，但初始剛度模擬值略大于試驗(yàn)值.究其原因在于，有限元模型中混凝土和鋼材為理想均質(zhì)材料，而試件材料存在一定缺陷，同時(shí)試件制作情況與理想狀態(tài)也存在偏差.

表3 峰值承載力試驗(yàn)值和模擬值對(duì)比

數(shù)值分析值與試驗(yàn)值間的誤差較小，故本文建立的有限元模型可用于SRCT剪力墻的后續(xù)分析[22].

3.3 受力狀態(tài)分析

為分析SRCT剪力墻試件在屈服、峰值荷載和破壞時(shí)各組成部分的應(yīng)力分布規(guī)律，以試件SRCTW-3為例進(jìn)行分析.3個(gè)墻體主要部件的最大應(yīng)力值見(jiàn)表4,不同階段對(duì)應(yīng)的應(yīng)力云圖見(jiàn)圖12.

表4 不同階段下墻體主要部件的最大應(yīng)力 MPa

由圖12(a)～(f)可知，混凝土內(nèi)的壓力沿水平荷載加載點(diǎn)向墻肢底部受壓區(qū)傳遞.屈服時(shí)，受壓區(qū)內(nèi)膛和外層混凝土出現(xiàn)塑性損傷，距墻肢底部150 mm左右處出現(xiàn)最大壓應(yīng)力25.3 MPa，尚未達(dá)到混凝土抗壓強(qiáng)度44.84 MPa；峰值荷載時(shí)，墻體中部出現(xiàn)斜壓帶，受壓區(qū)內(nèi)膛和外層混凝土應(yīng)力增長(zhǎng)幅度較大，最大應(yīng)力為39.63 MPa，此時(shí)墻趾外層混凝土應(yīng)變接近混凝土極限壓應(yīng)變 2.917×10-3；試件破壞時(shí)，受壓區(qū)墻趾內(nèi)膛和外層混凝土最大應(yīng)力均接近實(shí)測(cè)抗壓強(qiáng)度，對(duì)應(yīng)試件墻肢底部外層混凝土壓潰.

由圖12(g)～(i)可知，屈服時(shí)，鑒于混凝土的抗壓作用，薄壁矩形鋼管大部分區(qū)域處于受拉狀態(tài)，最大應(yīng)力為193.5 MPa，未達(dá)到屈服；峰值荷載時(shí)，栓拉筋加密區(qū)薄壁矩形鋼管最大應(yīng)力為234.9 MPa，墻肢底部U形鋼達(dá)到屈服，試件承載力開(kāi)始緩慢下降；試件破壞時(shí)，薄壁矩形鋼管斜壓帶面積增大，最大應(yīng)力出現(xiàn)在墻肢底部栓拉筋加密區(qū)，且超過(guò)其抗拉強(qiáng)度，對(duì)應(yīng)試件U形鋼斷裂現(xiàn)象.

由圖12(j)～(l)可知，屈服時(shí)，受壓區(qū)栓拉筋應(yīng)力最大為132.5 MPa，未屈服；峰值荷載時(shí)，受壓區(qū)距墻肢底部400 mm左右處的栓拉筋應(yīng)力最大，為288.4 MPa；試件破壞時(shí)，處于墻體斜壓帶上的栓拉筋應(yīng)力增長(zhǎng)幅度較大，栓拉筋最大應(yīng)力為412.7 MPa，出現(xiàn)在栓拉筋加密區(qū)底部.

由表4和圖12可知，SRCT剪力墻工作機(jī)制為：受壓區(qū)外層混凝土接近極限壓應(yīng)變后出現(xiàn)塑性損傷，喪失對(duì)焊接矩形鋼管和內(nèi)膛混凝土的約束作用，使得墻肢底部U形鋼應(yīng)力快速增長(zhǎng)達(dá)到屈服，進(jìn)而致使受壓區(qū)薄壁矩形鋼管對(duì)內(nèi)膛混凝土約束作用減弱；同時(shí)，受壓區(qū)栓拉筋約束薄壁矩形鋼管變形，應(yīng)力大幅增長(zhǎng)，增強(qiáng)了對(duì)內(nèi)膛混凝土的約束能力，較好地實(shí)現(xiàn)了外層混凝土、焊接矩形鋼管和內(nèi)膛混凝土的協(xié)同受力.

3.4 焊接矩形鋼管應(yīng)變分析

為探究焊接矩形鋼管的應(yīng)變發(fā)展規(guī)律，對(duì)墻體中部豎排栓拉筋和距墻肢底部h=300，500 mm處受壓區(qū)焊接矩形鋼管的應(yīng)變進(jìn)行了分析(見(jiàn)圖12和圖13).考察區(qū)域的栓拉筋和焊接矩形鋼管應(yīng)變見(jiàn)圖14和圖15.

圖13 焊接矩形鋼管網(wǎng)格分析圖(單位:mm)

圖14 墻體中部豎排栓拉筋應(yīng)變變化

墻體中部豎排栓拉筋應(yīng)變變化如圖14所示.加載初期，墻體中間列栓拉筋應(yīng)變?cè)黾虞^緩慢，基本呈線(xiàn)性增長(zhǎng).屈服荷載下，所有栓拉筋均處于彈性.峰值荷載階段，自下而上第2～5根應(yīng)變?cè)黾虞^快，其原因在于該處位于剪力較大的斜壓帶，混凝土橫向變形較大，致使該位置的栓拉筋應(yīng)變?cè)鲩L(zhǎng)幅度較大.試件破壞時(shí)，所有栓拉筋均未達(dá)到屈服應(yīng)變1.951×10-3，從而驗(yàn)證了栓拉筋設(shè)計(jì)的合理性.

距墻肢底部300、500 mm處受壓區(qū)薄壁矩形鋼管和距受壓邊緣第1列栓拉筋的應(yīng)變?nèi)鐖D15所示.由圖可知，h=300 mm處焊接矩形鋼管應(yīng)變?cè)鲩L(zhǎng)均大于h=500 mm處，且U形鋼最大應(yīng)變超過(guò)

圖15 焊接矩形鋼管應(yīng)變

屈服應(yīng)變1.175×10-3，栓拉筋最大應(yīng)變接近屈服應(yīng)變1.951×10-3，h=500 mm處U形鋼應(yīng)變接近屈服應(yīng)變.由此說(shuō)明h=300 mm處焊接矩形鋼管總體變形較大，距墻肢底部500 mm范圍內(nèi)U形鋼首先屈服，應(yīng)進(jìn)行底部加強(qiáng).焊接矩形鋼管總體應(yīng)變由大到小依次為栓拉筋、U形鋼、鋼板.試件屈服前，各部件應(yīng)變呈線(xiàn)性變化，U形鋼和鋼板應(yīng)變?cè)鲩L(zhǎng)基本一致，栓拉筋應(yīng)變?cè)鲩L(zhǎng)最小，應(yīng)變由大到小依次為U形鋼、鋼板、栓拉筋；到達(dá)峰值荷載時(shí)，U形鋼和鋼板應(yīng)變?cè)鲩L(zhǎng)較栓拉筋緩慢，應(yīng)變由大到小依次為栓拉筋、U形鋼、鋼板，這是因?yàn)樗ɡ钐峁┘s束能力，變形較大；在破壞階段，U形鋼和鋼板應(yīng)變繼續(xù)增加，但幅度較小，栓拉筋應(yīng)變大幅增加，且應(yīng)變最大.

由此可知，距墻肢底部500 mm范圍內(nèi)焊接矩形鋼管處于墻體塑性鉸區(qū)，塑性鉸區(qū)內(nèi)應(yīng)變明顯大于塑性鉸區(qū)外的應(yīng)變，栓拉筋加密區(qū)U形鋼和鋼板在剪力和彎矩作用下易達(dá)到屈服，栓拉筋約束薄壁矩形鋼管，變形較大，且截面處外層混凝土接近極限壓應(yīng)變，內(nèi)膛和外層混凝土發(fā)生塑形損傷.為滿(mǎn)足結(jié)構(gòu)受力與抗震設(shè)防等要求[23]，建議在應(yīng)用中對(duì)該處采取底部補(bǔ)強(qiáng)鋼板、附加鋼筋、選取復(fù)合材料混凝土等措施，以增強(qiáng)SRCT剪力墻的承載和變形能力.

4 參數(shù)分析

為研究軸壓比、混凝土強(qiáng)度和鋼材強(qiáng)度3個(gè)參數(shù)對(duì)SRCT剪力墻受力性能的影響，在上述模型驗(yàn)證的基礎(chǔ)上進(jìn)行參數(shù)分析.本文僅探究單參數(shù)變化時(shí)對(duì)SRCT剪力墻受力性能的影響規(guī)律，故對(duì)參數(shù)間的耦合作用予以忽略.其中，軸壓比μN(yùn)=0.2，0.3，0.4，0.5，0.6；混凝土強(qiáng)度等級(jí)取C30、C35、C40、C45、C50、C55、C60；鋼材強(qiáng)度等級(jí)取Q235、Q345、Q390、Q420.

4.1 軸壓比

不同軸壓比對(duì)試件的承載力和延性的影響見(jiàn)圖16.由圖可知，軸壓比越大，水平荷載-位移曲線(xiàn)初始斜率越大，彈性階段初始剛度較高.試件峰值荷載隨著軸壓比增大而增加，但位移延性和墻體變形能力逐漸降低.當(dāng)位移延性系數(shù)需求為3.0時(shí)，軸壓比取值不宜大于0.5[24].

(a) 水平荷載-位移曲線(xiàn)

4.2 混凝土強(qiáng)度等級(jí)

不同混凝土強(qiáng)度對(duì)試件的承載力和延性的影響見(jiàn)圖17.由圖可知，隨著混凝土強(qiáng)度的提高，試件的承載力和初始剛度有所增加，但延性降低.混凝土強(qiáng)度等級(jí)在C30～C35階段峰值承載力提升幅度最大，但延性明顯降低；C50～C60階段峰值承載力提升幅度較小，延性降低幅度減小.根據(jù)延性要求，建議混凝土強(qiáng)度等級(jí)不宜高于C50.

(a) 水平荷載-位移曲線(xiàn)

4.3 鋼材強(qiáng)度等級(jí)

不同鋼材強(qiáng)度對(duì)試件的承載力和延性的影響見(jiàn)圖18.由圖可知，隨著鋼材強(qiáng)度的提高，試件的峰值荷載和初始剛度有所增大，但延性降低.鋼材強(qiáng)度等級(jí)在Q235～Q390階段峰值承載力提升幅度最大，Q390～Q420階段峰值承載力提升幅度較小，延性均滿(mǎn)足要求.究其原因在于，鋼材強(qiáng)度的提高增強(qiáng)了焊接矩形鋼管對(duì)內(nèi)膛混凝土的約束作用.根據(jù)延性要求，建議鋼材強(qiáng)度等級(jí)不宜高于Q390.

(a) 水平荷載-位移曲線(xiàn)

綜上可知，對(duì)于延性系數(shù)需求為3.0的SRCT剪力墻，建議軸壓比不宜大于0.5，混凝土強(qiáng)度不宜高于C50，鋼材強(qiáng)度等級(jí)不宜大于Q390.

5 結(jié)論

1)SRCT剪力墻具有較好的承載能力、延性和耗能能力，抗側(cè)剛度大，約束區(qū)混凝土破壞程度低，是一種抗震性能優(yōu)良的新型鋼-混凝土組合剪力墻結(jié)構(gòu)形式.

2)隨著鋼板厚度的增加，試件破壞形態(tài)由型鋼與鋼板屈曲撕裂轉(zhuǎn)變?yōu)檫B接焊縫開(kāi)裂.需保證焊接矩形鋼管和底部鋼板的焊接質(zhì)量，以實(shí)現(xiàn)預(yù)期破壞模式.

3)距墻肢底部500 mm范圍內(nèi)的混凝土、U形鋼、薄鋼板和栓拉筋受力復(fù)雜，建議采取補(bǔ)強(qiáng)措施提高SRCT剪力墻承載與變形能力.

4)隨著軸壓比、混凝土強(qiáng)度和鋼材強(qiáng)度的提高，SRCT剪力墻峰值承載力和初始剛度有所提高，但延性降低.

5)在滿(mǎn)足SRCT剪力墻承載力和延性要求下，建議軸壓比不宜大于0.5，混凝土強(qiáng)度不宜高于C50，焊接矩形鋼管鋼材強(qiáng)度等級(jí)不宜大于Q390.