裝配式內藏鋼桁架混凝土剪力墻抗震性能試驗研究

汪夢甫，武文博，劉澤龍，郭圣祈

（湖南大學土木工程學院，湖南 長沙 410082）

引言

對于高層建筑而言，地震作用產生的水平荷載及側移是設計的關鍵因素和控制指標。我國高層建筑的抗震構件廣泛采用鋼筋混凝土剪力墻結構，剪力墻不但承載力高，抗側剛度大，而且整體性比較好，但是變形能力和延性較差。曹萬林等［1-2］基于提高剪力墻變形能力和延性的目的，提出了內藏鋼桁架混凝土剪力墻，即在混凝土剪力墻中設置鋼桁架，組成包含2種材料及不同受力體系的新結構型式。該種剪力墻中鋼桁架由內置在剪力墻暗柱中的弦桿和內置在墻身中的腹桿組成，弦桿和腹桿通常選擇型鋼、鋼管或鋼板等，通過焊接的方式形成一榀鋼桁架。鋼桁架能夠與混凝土協同作用，制約混凝土裂縫的開展并使裂縫分布范圍擴大，混凝土為鋼桁架提供側向支撐，防止其受壓扭曲失穩，充分發揮了鋼材的材料力學性能，因此內藏鋼桁架混凝土剪力墻的抗震性能顯著提高，具有良好的發展態勢。

相關學者對內藏鋼桁架混凝土剪力墻的抗震性能進行了大量的試驗研究及有限元分析，相應的研究工作取得了一定進展。曹萬林等［3-7］對內藏鋼桁架混凝土剪力墻進行了系列試驗，研究明確了剪跨比與該種剪力墻之間的關系，最終得出結論：與普通剪力墻相比，無論是低剪力墻、中高剪力墻還是高剪力墻，內藏鋼桁架混凝土剪力墻的水平承載力、延性、后期剛度均顯著提高，裂縫分布區域更大，耗能能力也更高。在此基礎上，曹萬林等［8-10］探究了軸壓比與內藏鋼桁架混凝土剪力墻各項性能之間的關系，分別完成了低軸壓比和高軸壓比下內藏鋼桁架混凝土剪力墻的試驗，研究表明：增大軸壓比后，剪力墻的開裂荷載、屈服荷載和極限荷載得到提高，但是其變形能力有所下降。WU Yuntian等［11］為了探究鋼桁架含鋼率對內藏鋼桁架剪力墻的影響，對3 個預埋鋼桁架高強混凝土剪力墻進行試驗研究及有限元分析，結果表明：提高鋼桁架弦桿配鋼率可以有效提高組合剪力墻剛度和承載力，提高鋼桁架腹桿支撐配鋼率可以提高組合剪力墻的耗能能力。李國強等［12］對相關試驗研究進行了有限元補充分析，通過ANSYS軟件完成了型鋼桁架混凝土剪力墻的建模與參數分析，研究了低剪力墻和中高剪力墻的極限狀態和骨架曲線。王衛永等［13］提出了一種裝配式內置單向斜腹桿鋼桁架剪力墻，利用ABAQUS 對13 個預制鋼桁架-混凝土剪力墻進行了數值模擬，分析了軸壓比、鋼桁架含鋼率等對預制鋼桁架混凝土剪力墻的影響。

未來建筑行業的發展離不開產業化和現代化，裝配式體系的應用是實現建筑產業化和現代化的重要基礎。混凝土剪力墻中內藏鋼桁架能夠顯著提高剪力墻的各項抗震性能，但是目前尚缺乏對于裝配式內藏鋼桁架混凝土剪力墻的研究。為了順應國家建筑產業化的發展，進一步提高裝配式剪力墻的抗震性能，文中提出并設計了1 片H 型鋼豎向連接采用翼緣頂底角鋼栓接、腹板膠-螺混合連接的暗柱內置H 型鋼裝配式內藏鋼桁架混凝土剪力墻和1片圓鋼管豎向連接采用端板焊接的暗柱內置圓鋼管裝配式內藏鋼桁架混凝土剪力墻，通過對2 片墻進行低周反復加載試驗，研究了裝配式內藏鋼桁架混凝土剪力墻的破壞特征、滯回曲線、剛度退化和耗能能力等抗震性能，試圖為該類裝配式剪力墻的工程應用提供技術支持。

1 試驗概況

1.1 試件設計

本試驗設計了2 片裝配式內藏鋼桁架混凝土剪力墻試件，分別命名為PSRCW1 和PSRCW2，其中PSRCW1 為暗柱內置H 型鋼裝配式內藏鋼桁架混凝土剪力墻，PSRCW2 為暗柱內置圓鋼管裝配式內藏鋼桁架混凝土剪力墻。2個試件截面尺寸均為1 000 mm×160 mm，剪力墻高為1 450 mm，墻頂設置加載梁，加載梁高350 mm，剪跨比為1.625，軸壓比為0.1。混凝土均采用C30自密實混凝土，墻身布置D10@200的水平分布鋼筋和D10@150的豎向分布鋼筋，剪力墻兩端分別設置200 mm的暗柱，剪力墻每側暗柱范圍內縱筋采用6根直徑為6 mm的HRB400級鋼筋，暗柱箍筋采用直徑為6 mm的HPB300級鋼筋，詳見圖1。

2片剪力墻內均含鋼桁架，鋼桁架由H型鋼或圓鋼管與X形鋼板暗支撐焊接而成，X型鋼板暗支撐厚5 mm，兩側焊有斜向抗滑移鋼筋，PSRCW1幾何尺寸及配筋見圖1，PSRCW2幾何尺寸及配筋與PSRCW1相同，只是暗柱范圍型鋼及連接方式不同，PSRCW1 H 型鋼豎向連接大樣見圖2，PSRCW2圓鋼管豎向連接大樣見圖3。PSRCW1 暗柱內置由鋼板焊成的H 型鋼，尺寸為HW50×50×3×4，H 型鋼翼緣外側焊有斜向抗滑移鋼筋，豎向連接采用翼緣頂底角鋼M10高強螺栓連接，角鋼采用∟70×70×6，腹板采用M8高強螺栓連接，連接板尺寸為30 mm×120 mm，厚度為4 mm，為了緩解腹板螺栓孔處的應力集中效應，提高腹板處螺栓連接承載力，在連接板內側均勻涂抹0.5 mm 厚的結構膠［14］。PSRCW2 暗柱內置60×2.5 的圓鋼管，圓鋼管外側焊有豎向抗滑移鋼筋，豎向連接采用端板焊接，端板尺寸為110 mm×80 mm，厚度為8 mm。

圖1 PSRCW1幾何尺寸及配筋Fig.1 Dimensions and reinforcement details of PSRCW1

圖2 PSRCW1 H型鋼豎向連接大樣Fig.2 Vertical connection sample of PSRCW1 H-shaped steel

圖3 PSRCW2圓鋼管豎向連接大樣Fig.3 Vertical connection sample of PSRCW2 circular steel tube

1.2 材料力學性能

由于試件截面尺寸較小且內部含有較多鋼構件，需澆筑流動性較好的C30 自密實混凝土。依據相關規范［15］，結合本課題組多年來在剪力墻中對自密實混凝土的應用［16-17］，配合比設計為水泥∶水∶砂子∶石子∶減水劑∶粉煤灰=1∶0.6∶2.7∶2.81∶0.018∶0.53。配制C30 自密實混凝土時，為保證較好的流動性，對各組分進行了相關的規定，此次制作時水泥選用P.O 42.5普通硅酸鹽水泥，砂子選用含泥量在3%以下的中砂，石子粒徑控制在5～16 mm，減水劑選用聚羧酸高效減水劑，粉煤灰選用I 級粉煤灰。對配制的自密實混凝土進行自密實性能試驗，測得的相關參數見表1。澆筑混凝土時預留3個邊長為150 mm的立方體試塊，在湖大土木學院實驗中心完成材性試驗，測得的混凝土立方體抗壓強度見表2。剪力墻試件分布鋼筋和暗柱縱筋均采用HRB400 級鋼筋，暗柱箍筋使用HPB300 級鋼筋，鋼板暗支撐、H 型鋼、角鋼、連接板、圓鋼管和端板均采用Q235級鋼，M8、M10螺栓選用10.9級高強螺栓。鋼材力學性能見表3。

表1 自密實混凝土性能參數Table 1 Performance parameters of self-compacting concrete

表2 混凝土材料力學性能Table 2 Mechanical properties of concrete

表3 鋼材材料力學性能Table 3 Mechanical properties of steel

1.3 試件澆筑制作

PSRCW1試件的制作過程如下：

（1）預制基礎梁

綁扎縱筋、箍筋、插筋和焊有頂底角鋼的H 型鋼。在基礎梁頂端設預留槽口，支模并澆筑基礎梁，在基礎梁與剪力墻連接處做拉毛處理。

（2）預制墻體及加載梁的制作

在鋼板暗支撐及H 型鋼翼緣外表面焊斜向抗滑移鋼筋，將角鋼焊接在H 型鋼翼緣端部，保持平齊。制作鋼筋籠：綁扎水平鋼筋和豎向鋼筋以及暗柱縱筋和暗柱箍筋，豎向鋼筋伸入加載梁中300 mm，末端135°彎鉤，綁扎剪力墻底部螺旋箍筋及鋼筋網片，綁扎加載梁縱筋和箍筋。插入H 型鋼和X 形鋼板斜撐，然后用雙面角焊縫焊接H型鋼與X形鋼板暗支撐形成鋼桁架。預留必要缺口，支模并澆筑C30自密實混凝土。

（3）拼接裝配并后澆成型

將預制墻體吊裝就位，暗柱縱筋與插筋搭接，豎向分布鋼筋及相應的插筋搭接并置于螺旋箍筋內，上方與下方的H 型鋼端部采用高強螺栓將焊接在翼緣的角鋼連接，腹板通過連接板及高強螺栓連接，并在連接板內側涂抹結構膠增強該處連接［18］。缺口處支模，澆筑C30自密實混凝土。試件制作現場見圖4。

圖4 試件制作現場Fig.4 The specimen manufacturing site

PSRCW2 試件與PSRCW1 制作過程相似，只是將暗柱內置的H 型鋼更換為圓鋼管，微調鋼板暗支撐大小，豎向連接通過一塊鋼端板將上下圓鋼管焊接連接。

1.4 試驗裝置及加載制度

在湖大結構實驗室完成本次試驗，試驗加載裝置如圖5 所示。試驗時PSRCW1 和PSRCW2 軸壓比均為0.1，即豎向壓力為230 kN，豎向壓力通過1 臺50 t液壓千斤頂施加，千斤頂上設置力傳感器、球鉸，千斤頂下設置分配梁、滾軸，試驗中實時監控豎向力，保持軸壓不變。通過1 臺50 t 電液伺服作動器與剪力墻試件相連并施加荷載，為保證荷載水平且穩定傳力，作動器與加載梁中心保持水平，加載梁兩側端板螺栓應擰緊。使用壓梁和頂梁等固定試件基座。

圖5 試驗加載裝置Fig.5 Test setup

本次試驗加載通過位移控制，加載制度如圖6 所示。第一級加載幅值為0.5 mm，每級取0.5 mm 的位移增量，循環加載一次。當試件的位移幅值達4 mm 后，每級取2 mm 的位移增量，循環加載2 次。當試件的位移幅值達12 mm 后，每級取3 mm 的位移增量，循環加載2 次。結束試驗的標志為剪力墻試件不適合繼續加載或承載力下降至峰值承載力的85%。

圖6 加載制度Fig.6 Loading system

1.5 測量內容及測點布置

本次試驗中，需要分別測量記錄試件加載點處的水平位移及相應的荷載，試件的軸向荷載，基礎梁由于錨固不足引起的位移，鋼筋及鋼板等在試驗過程中的應變。試件加載點處的水平位移通過150 mm 直線位移傳感器來測量，相應的荷載由控制作動器的POPWARE_M2 軟件記錄。試件所受軸向荷載由力傳感器采集觀測。試件發生的平動和轉動分別通過基礎梁側方和上方的電子百分表來測量。剪力墻與基礎梁的相對滑移通過基礎梁中部上表面布置的電子百分表來測量。通過DH3818應變測量系統采集鋼筋及鋼板等測點處的應變，試件PSRCW1應變片布置如圖7所示，PSRCW2與PSRCW1類似，這里不再列出。

圖7 PSRCW1應變片布置Fig.7 Strain gauge arrangement of PSRCW1

當位移達到每級第1圈的位移幅值時，觀察試件裂縫發展情況并用馬克筆在墻面標注。

2 試驗結果及分析

2.1 試驗現象及破壞形態

對于試件PSRCW1，當頂點水平位移加載至2.1 mm 前，試件處于彈性階段，表面未出現裂縫。當頂點位移加載至2.1 mm 時，距墻底部150 mm 處出現首條水平彎曲受拉裂縫，隨著荷載增大，受拉裂縫不斷增多且向中間延伸，同時預制部分與后澆部分交界面出現水平裂縫。當頂點位移加載至10.3 mm時，墻身中部水平裂縫發展成為斜裂縫，墻角部位出現豎向短裂縫，H 型鋼下部達到屈服應變值。當頂點位移加載至15 mm時，斜裂縫不斷發展并交叉，預制與后澆部分交界面水平裂縫連通。當加載至24.5 mm時，荷載達到峰值，剪力墻兩側暗柱范圍處與基座上表面脫開，但未發現墻身與基礎梁有明顯錯動。當頂點位移加載33.5 mm時，墻身下部出現較多豎向短裂縫，墻角兩側混凝土被壓碎脫落，水平荷載下降至峰值荷載的85%以下，加載結束。

對于試件PSRCW2，當頂點水平位移加載至1.5 mm前，試件未開裂。當頂點位移加載至1.5 mm時，預制與后澆部分交界面率先出現水平裂縫，裂縫長度約為墻身寬度1/3，墻身中下部也出現較短的水平裂縫。當頂點位移加載至8.1 mm時，墻身中部出現首條斜裂縫，同時水平裂縫不斷增多且向中部延伸，圓鋼管下部達到屈服應變值。當頂點位移加載至10.1 mm 時，預制與后澆部分交界面水平裂縫連通。當頂點位移加載至12.1 mm時，斜向剪切裂縫不斷發展并交叉，在墻身與基座連接處發現水平裂縫貫通。當頂點位移加載至18.3 mm時，荷載達到峰值，墻角一側壓碎，豎向連接端板焊縫崩開。超過峰值后，墻身不再出現裂縫，變形主要為墻身根部裂縫的張開與閉合，并在加載至27.1 mm時水平荷載下降至峰值荷載的85%以下，加載結束。

試驗結束后兩片墻的裂縫分布及墻角破壞形態及見圖8。綜合上述試驗現象，兩片裝配式內藏鋼桁架混凝土剪力墻的開裂位移、鋼桁架屈服點接近，墻身裂縫開展形態相似，滿足中高剪力墻的破壞特點，以彎剪破壞為主。只是達到峰值后，暗柱內置H 型鋼裝配式內藏鋼桁架混凝土剪力墻與基礎梁未發生明顯錯動，貫通裂縫較小，兩側墻角均被壓碎，而暗柱內置圓鋼管裝配式內藏鋼桁架混凝土剪力墻端板焊縫處發生破壞，剪力墻與基礎梁發生錯動，貫通裂縫較大，僅有一側墻角被壓碎。

圖8 試件破壞形態及裂縫分布Fig.8 Failure modes and cracking patterns of specimens

2.2 滯回曲線及骨架曲線

本次試驗得到的PSRCW1、PSRCW2的位移-荷載滯回曲線如圖9 所示。由圖可知：各試件在正負向加載時滯回曲線基本對稱。試件屈服前滯回曲線特征基本一致，滯回環狹長，耗能較少。試件屈服后滯回環基本為飽滿的梭形，耗能能力得到提升。試件位移增大后，剪切斜裂縫逐漸出現，滯回環由梭型變為反S形，面積不斷增大，試件具備良好的耗能能力。PSRCW2的滯回環在破壞時變為Z形，墻身發生較大滑移。兩片墻的滯回曲線均存在一定的捏縮現象，試件PSRCW2的捏縮現象更明顯。試件PSRCW1的承載能力和整體性更好。

圖9 試件滯回曲線Fig.9 Hysteresis loops of specimens

連接滯回曲線中各級加載第一圈的峰值點，得到兩片墻的骨架曲線，如圖10 所示。由圖可知：兩片墻的骨架曲線在PSRCW2 承載力達到峰值前基本重合，開裂前各試件骨架曲線為直線。開裂后骨架曲線斜率減小，剪力墻剛度發生退化。PSRCW1 的峰值承載力較高，這是由于PSRCW2 豎向連接的端板焊縫發生破壞，墻身與基礎梁產生較大貫通裂縫，影響了構件的極限承載力。在峰值承載力前后，PSRCW1 曲線較為平緩，承載力更為穩定，具有更好的延性。

圖10 試件骨架曲線Fig.10 Skeleton curves of specimens

2.3 抗側承載力及變形能力

本次試驗中試件PSRCW1、PSRCW2的特征荷載和特征位移見表4和表5。其中，Fcr和Δcr為加載時出現首條裂縫時的荷載及位移。Fy和Δy為通過能量等值法計算得出的屈服點時的荷載和位移。Fu和Δu為水平荷載下降至峰值荷載的85%時的荷載及位移。剪力墻塑性變形的能力由位移延性系數μ來衡量，其表達式為：

表4 試件特征荷載Table 4 Characteristic loads of specimens

表5 試件特征位移Table 5 Characteristic displacements of specimens

分析表4和表5可知：試件PSRCW1和PSRCW2的開裂荷載Fcr、開裂位移Δcr、屈服荷載Fy、屈服位移Δy比較相近，表明2 片裝配式內藏鋼桁架混凝土剪力墻在屈服前性能基本類似，原因是2 片剪力墻的配筋率、暗柱配鋼率基本相同。屈服荷載均值依次為257.94、264.17 kN，峰值荷載均值依次為346.20、313.74 kN，PSRCW1 的峰值承載力比PSRCW2 高10.3%，由此可計算出屈強比依次為74.5%、84.2%，說明2 個試件均具備一定的承載力儲備，對大震不倒是有利的。

我國規范［19］規定剪力墻彈塑性位移角的限值為1/120。試件PSRCW1 和PSRCW2 的極限位移角均值分別為1/43、1/54，均符合規定。位移延性系數分別為3.91、3.45，PSRCW1 的位移延性系數比PSRCW2 大13.3%，說明豎向連接采用翼緣頂底角鋼栓接、腹板膠-螺混合連接的方式比豎向連接采用端板焊接的方式對改善剪力墻延性提升更大。

文中將殘余位移定義為滯回曲線各級加載第1 次卸載至水平荷載為零時對應的位移，統計得到各試件的殘余位移角如圖11 所示。由圖可知：各試件在屈服前殘余變形很小，均保持在0.2%以內，屈服后殘余變形迅速增大。加載結束后，PSRCW1 和PSRCW2 的殘余位移角分別為0.78%、1.18%，PSRCW1 的殘余變形更小，這是由于H 型鋼翼緣外表面為平面，可以焊接斜向鋼筋條，較好的抵抗H 型鋼在混凝土中的滑移。圓鋼管外表面為曲面，并且焊接面積較小，只能在與旋轉軸平行的方向焊接豎向鋼筋條，可以在一定程度上抵抗圓鋼管在混凝土中的滑移，因此從焊接鋼筋條錨固的方式上來看，H 型鋼的錨固方式更為牢靠；H 型鋼的豎向連接采用翼緣頂底角鋼螺栓連接、腹板膠螺連接，在剪力墻裝配拼接時，螺栓連接施工質量容易得到直觀的保證，而圓鋼管豎向連接采用端板焊接連接，裝配拼接時，焊縫施工質量受工人施工技術影響較大，焊縫的質量不易得到控制和保證，試件PSRCW2在加載后期端板焊縫發生破壞。因此文中H 型鋼的錨固和連接方式更為牢靠，能更好的傳遞應力。

圖11 試件殘余變形曲線Fig.11 Residual deformation curves of specimens

2.4 剛度退化

在循環反復荷載作用下，混凝土結構產生損傷，剛度出現退化。根據《建筑抗震試驗規程》（JGJ/T 101-2015）［20］規定割線剛度Ki的計算公式為：

式中：Ki為第i級加載的剛度；±Fi為第i級加載的正負向峰值荷載，±Δi為第i級加載的正負向峰值位移，取每級加載的第1圈進行計算。兩片墻的剛度退化曲線如圖12所示，分析結果表明PSRCW1和PSRCW2的剛度退化總體趨勢相近。加載前期，試件由于混凝土開裂，剛度退化較快。鋼桁架及暗柱縱筋進入屈服階段后，剛度退化曲線趨于平緩。試件PSRCW1 和PSRCW2 的初始剛度分別為77.60、100.14 kN/mm，PSRCW2 的初始剛度較大，這是由于圓鋼管在軸壓作用下發揮了對混凝土的約束作用。試件PSRCW1和PSRCW2在極限位移時的剛度分別為8.74、9.75 kN/mm，下降為初始剛度的11.2%和9.74%，且PSRCW1 的極限位移更大，試件PSRCW2的剛度退化更快。

圖12 試件剛度退化曲線Fig.12 Stiffness degradation curves of specimens

2.5 耗能能力

耗能能力一般通過等效粘滯阻尼系數和累積耗散能量來衡量。等效粘滯阻尼系數ζeq的計算示意圖如圖13所示，計算公式為：

圖13 等效粘滯阻尼系數計算示意圖Fig.13 Calculation diagram of equivalent viscous damper factor

式中：ED表示各級加載第1 圈滯回環包圍的面積，即圖13 中曲線ABCDA包圍的面積；ES為各級加載第1 圈正負向峰值點對應的三角形面積之和，即圖13中三角形OBE與ODF面積之和。

各試件等效粘滯阻尼系數曲線如圖14 所示，由圖可知：試件PSRCW1 和PSRCW2 的等效粘滯阻尼系數的總體變化趨勢相似，均隨著位移的增大而增大。試件PSRCW1 和PSRCW2 的最大等效粘滯阻尼系數依次為0.113、0.125。加載前期試件PSRCW1 和PSRCW2 混凝土內部微裂縫及表面裂縫的產生引起了剪力墻剛度及單圈耗能的突變，因此在加載前期曲線均存在起伏；加載中期兩試件鋼桁架屈服，曲線也會出現波動；再到中后期試件PSRCW1的等效粘滯阻尼系數曲線上下起伏是因為H 型鋼豎向連接的螺栓處應力達到了預緊力限值，螺栓與螺孔發生相對錯動，試件單圈耗能略微降低，達到一定程度后螺栓與螺孔不再發生相對錯動，因此試件單圈耗能繼續提升，曲線表現出略微波動；加載后期試件PSRCW2 等效粘滯阻尼系數曲線急劇下降是由于PSRCW2 中圓鋼管端板豎向連接的焊縫發生破壞，影響到了圓鋼管的錨固性能，試件產生相對基座的滑移，因此PSRCW2在加載后期單圈耗能突然降低，等效粘滯阻尼系數減小。

圖14 等效粘滯阻尼系數Fig.14 Equivalent viscous damper factor

PSRCW1 和PSRCW2 的累積耗能如圖15 所示。由圖可知：試件PSRCW1 和PSRCW2 的累積耗散能量隨位移的增大而增大，在各試件加載至屈服位移后增長較快，在PSRCW2 峰值點附近時試件PSRCW2 的等效粘滯阻尼系數略大，是因為這時圓鋼管豎向連接端板處焊縫發生破壞，試件PSRCW2 在加載時發生較大變形，剪力墻墻身產生較多裂縫，耗能得到提升，因此PSRCW2 在這一階段的累積耗能也較大，但因為PSRCW2 峰值點和極限點提前，導致達到極限位移時試件PSRCW1 和PSRCW2 的累積耗散能量分別為73 707.03 kN· mm、50 638.31 kN· mm，PSRCW1 的累積耗能比PSRCW2 提高了46%，說明暗柱內置H 型鋼裝配式內藏鋼桁架混凝土剪力墻發生較大位移時能更好的吸收和耗散能量。

圖15 累積耗散能量Fig.15 Cumulative energy consumption

2.6 應變分析

根據材性試驗計算可知PSRCW1和PSRCW2中H型鋼、圓鋼管、暗柱縱筋的屈服應變分別為1 510×10-6、1 442×10-6、2347×10-6，選取Y1、Y2、A1、A2 處應變進行分析，當鋼材破壞后應變片數值迅速增大，因此只對4 000×10-6以下數據進行分析，得到PSRCW1和PSRCW2的鋼材應變骨架曲線如圖16、圖17所示。

由圖16、圖17 可知，PSRCW1 和PSRCW2 中鋼材的應變均隨著水平位移的增大而增大。當PSRCW1 水平位移加載至8.1 mm時，暗柱縱筋A1處達到屈服應變；加載至10.3 mm時，下部H型鋼Y1處達到屈服應變，加載至12.2 mm時，暗柱縱筋A3處達到屈服應變。當PSRCW2水平位移加載至8.1 mm時，暗柱縱筋A1及下部圓鋼管Y1處達到屈服應變；當加載至12.1 mm 時，暗柱縱筋A3處達到屈服應變。兩試件中鋼材的屈服順序基本為暗柱最外側縱筋先屈服，然后鋼桁架下部屈服，最后暗柱內側縱筋屈服，由此可見鋼桁架的加入改善了墻體傳力路徑，為剪力墻增加了一道抗震防線。

圖16 PSRCW1鋼材應變骨架曲線Fig.16 Steel strain skeleton curves of PSRCW1

圖17 PSRCW2鋼材應變骨架曲線Fig.17 Steel strain skeleton curves of PSRCW2

PSRCW1中鋼桁架在Y1和Y2處應變變化規律相近，曲線未出現較大背離，這說明上下H型鋼在破壞前能夠協同變形，豎向頂底角鋼復合連接能夠較好的傳遞應力；PSRCW2在未達到峰值位移前，鋼桁架在Y1和Y2處的應變同步增大，達到峰值位移后，由于圓鋼管豎向連接端板焊縫發生破壞，Y1處的應變繼續增大，而Y2處應變基本不變。

3 數值分析

3.1 ABAQUS模型

采用ABAQUS 軟件對試件PSRCW1 和PSRCW2 建模，混凝土及鋼桁架均采用C3D8R 實體單元，鋼筋采用T3D2桁架單元。文中混凝土選用塑性損傷模型，并采用《混凝土結構設計規范》［21］提供的C30混凝土本構關系，鋼材采用雙折線本構模型。

對模型設置相互作用時，加載梁與預制墻體部分連接處變形較小，因此加載梁與預制墻體部分的采用Tie 連接。試驗時預制墻體部分與后澆墻體部分連接處出現連通裂縫和輕微滑移，后澆墻體部分與基礎梁連接處試驗時出現貫通裂縫和滑移。因此這兩處的連接采用表面與表面接觸，接觸面法向選擇硬接觸，接觸面切向方向選擇罰函數模型，摩擦系數取0.8［22］。建模時不考慮鋼桁架和鋼筋在混凝土中的粘結滑移，鋼桁架和鋼筋通過Embedded 命令內置于剪力墻體中。PSRCW1 和PSRCW2 中鋼桁架弦桿與腹桿焊接連接選用Tie連接進行模擬，PSRCW1中頂底角鋼復合連接和PSRCW2中端板焊接連接采用表面與表面接觸的相互作用進行模擬。

對模型施加邊界條件和荷載，首先將基礎梁底面固結，限制其平動和轉動的6 個自由度，將墻體上部分節點處平面外位移設置為0，防止剪力墻平面外失穩。然后對墻體施加軸壓，軸壓比為0.1。最后對PSRCW1和PSRCW2模型進行單調水平加載。PSRCW1和PSRCW2的ABAQUS模型如圖18所示。

圖18 ABAQUS模型Fig.18 ABAQUS model

3.2 模型驗證

通過單調加載得到PSRCW1 和PSRCW2 的骨架曲線，見圖19。由圖可知，PSRCW1 和PSRCW2 的ABAQUS 有限元模擬結果與試驗結果大致吻合，曲線形狀基本一致，與試驗結果相比，模擬時試件剛度較大，上升段曲線相對較陡，下降段較為平緩。這是因為試驗采用循環反復加載，混凝土產生了累積損傷，剛度發生退化，而模擬時為了提高計算效率，采用單調加載的方式；另外建模時鋼筋骨架與鋼桁架內嵌到混凝土墻體中，忽略了兩者的相對滑移。因此ABAQUS 有限元模擬結果更為理想，試件的承載力和剛度略大。PSRCW1 模擬和試驗時的峰值承載力分別為371.51、350.72 kN，模擬結果比試驗結果大5.92%；PSRCW2 模擬和試驗時的峰值承載力分別為339.69、316.43 kN，模擬結果比試驗結果大7.35%，兩試件模擬與試驗結果相差均保持在10%以內，并且曲線走勢均一致，可認為上述建模方法是有效的。通過有限元模擬進一步證明了暗柱內置H型鋼裝配式內藏鋼桁架剪力墻的承載力更大，抗震性能更優。

圖19 骨架曲線對比Fig.19 Skeleton curve comparison

4 結論

文中完成了1片暗柱內置H 型鋼裝配式內藏鋼桁架混凝土剪力墻和1片暗柱內置圓鋼管裝配式內藏鋼桁架混凝土剪力墻的低周反復加載試驗，通過試驗結果及數值分析得到以下結論：

（1）暗柱內置H型鋼裝配式內藏鋼桁架混凝土剪力墻與暗柱內置圓鋼管裝配式內藏鋼桁架混凝土剪力墻墻身裂縫開展形態相似，以彎剪破壞為主，暗柱內置H 型鋼裝配式內藏鋼桁架混凝土剪力墻墻角破壞更嚴重，滯回曲線更為飽滿，累積耗能更大。

（2）與暗柱內置圓鋼管裝配式內藏鋼桁架混凝土剪力墻相比，暗柱內置H 型鋼裝配式內藏鋼桁架混凝土剪力墻的承載力和延性得到提升，抗震性能更優。

（3）暗柱內置圓鋼管裝配式內藏鋼桁架混凝土剪力墻的初始剛度更大，這是由于圓鋼管在軸壓作用下發揮了對混凝土的約束作用，但是后期剛度退化較快。

（4）暗柱內置圓鋼管裝配式內藏鋼桁架混凝土剪力墻在水平荷載較大時，豎向連接端板處的焊縫發生破壞，墻底產生較大貫通裂縫，墻體發生滑移，殘余變形更大。

（5）暗柱內置H 型鋼裝配式內藏鋼桁架混凝土剪力墻采用翼緣頂底角鋼栓接、腹板膠-螺混合連接的豎向連接方式能更好的傳遞應力，錨固和連接方式更為牢靠，實現了強節點-弱構件的設計目標，保證了預制剪力墻的整體性。

（6）利用ABAQUS有限元建模，與試驗結果對比驗證了模型的有效性。通過對比兩試件模擬結果，進一步證明了暗柱內置H型鋼裝配式內藏鋼桁架剪力墻的抗震性能更優。