0 引言

　　 型钢混凝土短肢剪力墙能充分利用型钢和混凝土两种材料的优势，克服钢筋混凝土短肢剪力墙受截面限制而存在承载力较低、抗侧刚度和抗震性能不足等缺点 ^[1,2]。可见，组合剪力墙更能符合高层建筑在高烈度设防区的建设需求。

　　 目前，国内学者对型钢混凝土短肢剪力墙受力性能进行了一系列有益的探索。杨其伟 ^[3]、吴敏哲 ^[4]、蓝文武 ^[5]等的研究表明，在钢筋混凝土短肢剪力墙内配型钢暗柱、预应力组合斜撑等措施，可以抑制裂缝开展，提高墙体的刚度和延性以及耗能能力。苗亚州 ^[6]、王晓燕 ^[7]等通过试验发现，在钢筋混凝土短肢剪力墙截面中嵌入实腹式型钢和格构式桁架，可以提高构件的抗震变形能力。但以上研究主要聚焦于单肢模型试验，而以墙体开洞形成的联肢剪力墙为对象的研究尚少 ^[8,9,10,11]。为此，设计了一榀型钢混凝土梁连接的型钢混凝土短肢剪力墙模型进行抗震试验与理论分析，深入了解型钢混凝土短肢剪力墙结构整体性能，以期为工程应用提供依据。

1 试验概况

1.1 试件设计与制作

　　 图1 试件设计  

　　 图2 加载现场照片  

　　 设计制作了一榀型钢混凝土梁连接的型钢混凝土短肢剪力墙缩尺模型，其总体上按照《高层建筑混凝土结构技术规程》(JGJ 3—2010)(简称高规)和《型钢混凝土组合结构技术规程》(JGJ 138—2001)(简称组合结构规程)进行设计。其中高规规定短肢剪力墙的截面厚度不大于300mm, 试验考虑墙肢按1/3缩尺后的截面小且配置型钢，防止混凝土浇筑不密实，将墙厚由规范值100mm调整为120mm, 一字形墙肢截面高度与厚度之比为5。根据组合结构规程中型钢混凝土构件合理含钢率要求，且考虑墙肢与连梁的刚度匹配关系，墙肢、连梁截面均采用实腹式配钢，对应含钢率分别选取6.29%,7.87%。剪力墙中水平分布钢筋采用ϕ6(HPB300级钢筋),间距120mm, 配箍率0.47%;竖向分布钢筋采用128(HRB335级钢筋),配筋率0.84%。连梁截面尺寸120mm×200mm, 跨度600mm, 纵向钢筋采用410(HRB335级钢筋),配筋率1.31%;箍筋采用ϕ8(HPB300级钢筋),间距100mm, 配箍率0.84%。

　　 试件设计说明如下：1)保证基础梁刚度，增大截面，提高配筋率；2)为方便施加水平荷载，左右侧墙肢楼层处进行局部突起，截面设计成300mm×400mm; 3)保证墙肢顶部竖向荷载施加和千斤顶稳定性，顶层截面宽度增加到300mm; 4)墙肢中部腹板设有四个直径100mm的圆孔，自基础梁顶部截面起每隔300mm设一个圆孔(图1(b)中虚线),在改善界面性能的同时便于浇筑混凝土。试件外观尺寸、截面配筋及型钢骨架见图1。采用卧式浇筑成型，混凝土设计强度等级C60,实测150mm×150mm×150mm立方体抗压强度f_cu为69.9 MPa。钢板和钢筋的实测力学性能指标见表1。

　　 钢材力学性能指标 表1

　　 注：t为直径或板厚；f_y为屈服强度；f_u为抗拉强度；E_s为弹性模量。

1.2 加载装置与加载制度

　　 本试验加载装置如图2所示。加载前，首先通过两个液压千斤顶在双肢墙顶部施加竖向荷载并保持恒定(试验轴压比N/f_cA=0.19),然后水平方向采用两个电液伺服作动器对底层、顶层墙肢施加往复荷载，水平荷载按倒三角形加载。

　　 水平荷载加载采用力-位移混合加载制度，力控制阶段，顶层、底层作动器施加荷载比值1∶0.5,其中顶层水平荷载按30,60,90kN……成倍递增，每级荷载循环一次，结构屈服后采用位移控制，以屈服位移Δ_y的倍数逐级增加，每级荷载循环三次，直至承载力降至峰值荷载的85%为止。

1.3 测点布置

　　 量测的主要内容有作动器施加在每层墙肢处的水平力及对应位移，顶部平面外变形，关键位置处型钢翼缘及腹板、钢筋和混凝土的应变。电阻应变片粘贴部位主要在墙肢底部以及各层连梁的两个端部。试验中，水平荷载和位移通过作动器内置传感器自动采集，平面外变形和应变值通过DH3816静态测试系统采集。

2 试验现象与破坏机制分析

2.1 试验现象

　　 作动器加载现场照片如图2所示。定义左侧作动器外推试件时为正向加载(+),回拉试件时为负向加载(-);与作动器相连近侧为左侧墙肢，远侧为右侧墙肢。

　　 顶层水平荷载加载至-270kN时，底层连梁右端出现竖向弯曲裂缝，宽约5cm。顶层水平荷载加载至-330kN时，顶层连梁右端出现竖向弯曲裂缝，左侧墙肢底部出现细长斜裂缝，宽约20cm。顶层水平荷载加载至-360kN时，底层连梁跨中出现多条斜裂缝，右侧墙肢底部出现水平弯曲裂缝，宽约25cm。顶层水平荷载加载至-480kN时，底层连梁左端下表面出现横向弯曲裂缝，墙肢底部水平裂缝数量增加，往中部斜向发展。顶层水平荷载加载至+510kN时(此时顶层水平位移值约10mm, 随后取其值作为屈服位移Δ_y进行位移控制加载),连梁端部附近出现少许不连续黏结裂缝和剪切斜裂缝，底层墙肢根部受压混凝土有掉皮现象。

　　 当水平位移达到2Δ_y(Δ_y=10mm)时，连梁端部弯曲裂缝贯通的同时，斜裂缝剧增，混凝土被分割成菱形块状压碎剥落，形成塑性铰。当水平位移达到3Δ_y时，连梁表面不连续黏结裂缝贯通，使得梁端混凝土破损面积增大，底层墙肢根部水平弯曲裂缝斜向发展不充分，受压侧混凝土保护层压碎。当水平位移达到4Δ_y时，底层墙肢斜裂缝几乎不再发展，而以弯曲裂缝发展为主，宽度增加，远离连梁侧的底层墙肢根部区域的竖向分布钢筋和型钢翼缘受压屈服，混凝土破损严重，停止加载。试件破坏情况见图3。

2.2 破坏机制分析

　　 观察试件破坏现象可以发现，试件的底层、顶层连梁端部弯曲裂缝贯通时，伴有明显剪切斜裂缝、少许黏结裂缝等，导致梁端附近混凝土压碎剥落形成塑性铰，属于弯剪型破坏。由于连梁变形耗能能力弱，迫使底层墙肢根部混凝土的轻微破损时刻较早，但墙肢腹部钢板可以限制水平弯曲裂缝向剪切斜裂缝发展，避免墙肢发生剪切型破坏，最终因底层墙肢根部竖向钢筋和型钢翼缘受压屈服，混凝土剥落严重，无法继续承载而破坏，属于延性的弯曲破坏。可见，试件破坏是连梁先屈服形成塑性铰，再到墙肢屈服破坏的“双重防线机制”,但也注意到试件仍具有一定的脆性特征，有待优化。只要合理控制剪力墙与连梁的匹配关系，可以实现“强墙肢弱连梁、强剪弱弯”的结构体系。

　　 图3 试件破坏情况  

3 抗震性能分析

3.1 滞回曲线

　　 试验所得试件墙肢底部剪力P-顶层水平位移Δ滞回曲线见图4。由图4可知，滞回曲线具有以下特征：1)加载初期的弹性阶段，无残余变形；随着水平位移增大，连梁和墙肢混凝土开裂明显，刚度退化加快，滞回环面积增大；当连梁和墙肢形成塑性铰后，滞回环面积增大更为明显。2)滞回曲线未见明显捏拢现象，即便在破坏过程中，连梁出现少许剪切黏结裂缝，但受型钢作用影响的弱化，曲线依然较为饱满，表明该类结构具有较强的抗震耗能能力。

　　 图4 荷载P-位移Δ滞回曲线  

3.2 骨架曲线

　　 试件骨架曲线见图5。由图5可知，曲线正负向基本对称，峰值后强度衰减相对缓慢，在水平位移3Δ_y后墙肢底部剪力P与顶层水平位移Δ近似成水平变化，说明试件后期强度稳定性较强。由表2中荷载、位移、位移延性系数等实测值可知：1)实测正、负向峰值荷载与屈服荷载的比值分别为1.33和1.41,表明试件具有较高的安全储备；2)实测试件位移延性系数平均值达到3.58,可见即便在连梁和短肢剪力墙采用高强混凝土时，通过配置型钢仍可保证其具有很强的变形能力，满足抗震延性需求。

3.3 耗能能力

　　 图6所示为试件实测等效黏滞阻尼系数h_e变化情况。由图6可见，总体上来说，试件等效黏滞阻尼系数随水平位移比(Δ/Δ_y)的增加而增大。结合表2中位移数据可知，试件破坏时水平位移处于(3～4)Δ_y之间，保守取3Δ_y时对应等效黏滞阻尼系数h_e来衡量结构耗能能力，即试件破坏时h_e值为0.191。

　　 实测荷载特征值和位移延性系数 表2

　　 注：P_y,P_m分别为屈服荷载、破坏荷载(取峰值荷载下降至85%时对应的荷载值);Δ_y,Δ_m为各特征点对应的位移值；μ为位移延性系数，μ=Δ_m/Δ_y。

　　 文献[12]中钢桁架连梁联肢墙(f_cu=50 MPa)破坏时h_e值在0.170～0.175之间；文献[13]中采用可替换连梁的双钢板内填混凝土联肢墙(f_cu=13.1 MPa)破坏时(层间位移角2%)的h_e值为0.176。与上述文献中混凝土普通强度等级下的双肢墙等效黏滞阻尼系数相比，本文采用高强混凝土(f_cu=69.9 MPa)的双肢墙还要高些，表明配置型钢能改善高强混凝土脆性，增强其耗能能力。

3.4 刚度退化

　　 图7所示为试件割线刚度K随顶层水平位移Δ的变化曲线。由图7可知，随着水平位移Δ的增大，试件割线刚度退化呈先快后慢的变化趋势，这主要是因为加载初期，混凝土尚未开裂，双肢剪力墙初始刚度大；随着水平位移增加，连梁和墙肢相继出现弯曲裂缝和斜裂缝，导致试件早期割线刚度退化较快；随后混凝土损伤严重而逐渐退出工作，钢材塑性变形增加，试件割线刚度继续降低，但此时退化速率变慢。当水平位移达到2Δ_y时，即连梁形成塑性铰时，试件剩余割线刚度只有初始刚度的25%,表明该类结构的刚度在遭受连梁震损破坏后退化严重，抗侧稳定性变差。

　　 图5 骨架曲线  

　　 图6 耗能曲线  

　　 图7 刚度退化曲线  

4 有限元分析

4.1 有限元模型建立

　　 通过八节点六面体缩减积分实体单元C3D8R(模拟混凝土和型钢)和桁架单元T3D2(模拟钢筋),建立精细化有限元模型，其中型钢和钢筋采用双直线本构模型，参数取值源于实测材性数据。混凝土采用塑性损伤模型，单轴受压、受拉应力-应变关系采用文献[14]中建议的曲线形式及表达式，采用Drucker-Prager双曲线函数定义屈服准则，相关参数取值：拉子午线和压子午线上第二应力不变量之比K_c=0.666 7,膨胀角φ=30°,偏心率λ=0.1,双轴极限抗压强度和单轴极限抗压强度之比f_b0/f_c0=1.16,黏性参数M =0.000 5。

　　 有限元模型截面尺寸、截面配筋和荷载施加方式均与试验保持一致。为了提高运算速度，不考虑型钢与混凝土界面黏结滑移的影响，墙肢加载端头和底部钢筋混凝土基础梁定义为刚体部件，有限元模型如图8所示。

　　 图8 有限元模型 

4.2 有限元模型验证

　　 由图4中的滞回曲线可知，有限元模拟曲线与试验曲线的变化趋势相似，只是初始刚度计算值偏大，这是因为有限元模拟时未能考虑力控阶段混凝土开裂、钢材屈服等因素的影响；有限元模拟的滞回曲线略微饱满，原因是未考虑型钢与混凝土界面黏结滑移的影响。图9为结构破坏时对应混凝土等效塑性应变云图。由图9可知，底层和顶层连梁端部附近应变较大，向跨中区域递减，墙肢应变较大区域集中于底层墙肢根部，这与试验破坏形态(图3)较为一致。

　　 综上所述，有限元计算结果与试验结果吻合较好，表明采用本文所建立的有限元模型可以预测该类双肢墙的地震损伤破坏机制及力学性能。

　　 图9 混凝土等效塑性应变云图  

4.3 连梁形式的影响

　　 为了考察不同连梁形式对双肢剪力墙受力性能的影响，在保持连梁线刚度和承载能力相当情况下，设计以下钢筋混凝土(RC)连梁：截面尺寸120mm×210mm, 受拉、受压纵向钢筋均采用218+114(HRB335钢筋),箍筋采用ϕ8@35(HPB300钢筋),钢筋保护层厚度20mm。

　　 通过有限元模拟得到图10所示不同连梁形式的骨架曲线。由图10可知，与型钢混凝土(SRC)连梁相比，RC连梁的峰值荷载有所降低，承载力衰减加快，延性变差，无法满足结构延性需求(μ≥3),这是因为RC连梁破坏前剪切变形显著，导致大面积混凝土剥落，对墙肢的约束有限，不利于双肢墙协同工作。可见在连梁中配置型钢，能有效改善双肢墙的承载能力和变形耗能能力。

　　 图10 计算骨架曲线  

5 结论

　　 (1)双肢型钢混凝土短肢剪力墙试件在反复荷载作用下，表现为连梁先屈服形成塑性铰，再到墙肢屈服破坏的“双重防线机制”,表明只要合理控制连梁与墙肢的匹配关系，可以实现“强墙肢弱连梁、强剪弱弯”的结构体系。

　　 (2)双肢型钢混凝土短肢剪力墙试件延性系数、等效黏滞阻尼系数分别为3.58和0.191,表明该类双肢墙结构具有较好的抗震性能。在连梁形成塑性铰后，双肢墙剩余刚度只有初始刚度的25%,抗侧稳定性差。

　　 (3)数值模拟得到的滞回曲线、破坏模式与试验所得结果吻合较好，表明所建立的有限元模型能够预测该类双肢墙的地震损伤破坏机制及力学性能。

　　 (4)型钢混凝土梁连接的短肢剪力墙结构的水平承载力、延性要优于钢筋混凝土梁。