剪力墙作为一种主要抗侧力构件,自20世纪60年代起,被广泛应用于高层建筑结构中 ^[1]。随着建筑物高度的逐渐增加,对剪力墙受力性能的要求越来越高。传统钢筋混凝土剪力墙在水平地震力作用下易发生脆性剪切破坏,延性较差;而钢板-混凝土组合剪力墙与传统钢筋混凝土剪力墙相比具有承载能力高、延性好、耗能能力强等优点。1995年Link对内置加劲肋的压型双钢板剪力墙进行了试验研究 ^[2];Howard研究了轴向荷载作用下的压型双钢板混凝土剪力墙的受力性能 ^[3];Emori对两侧钢板中设置纵向和横向钢隔板,内部填充混凝土的钢箱单元组合剪力墙进行试验研究 ^[4];马凯泽等对双钢板混凝土组合剪力墙进行数值模拟分析和设计方法研究 ^[5];聂建国等对双钢板剪力墙的刚度变化特征、破坏机理、破坏模式、抗震性能和极限承载能力进行了分析研究 ^[6];此外,国内外其他学者也进行了相关研究。

　　 钢管束混凝土组合剪力墙是一种新型钢板组合剪力墙,外部钢管束是由若干U形钢管与矩形钢管在工厂进行拼接组装而成的多个竖向空腔的结构单元,如图1所示。钢管束加工制作完成后,运输到现场进行对接拼装,并在钢管束内灌注混凝土。该剪力墙具有施工快捷、用钢量经济、空间利用合理等优点。

　　 影响钢管束混凝土组合剪力墙受力性能的因素众多,如轴压比、剪跨比、单束尺寸、钢板厚度等。张晓萌等设计了7个钢管束混凝土组合剪力墙试件,从钢管束钢板厚度、截面形状、栓钉构造等方面对该种剪力墙进行了试验研究 ^[7]。为进一步探究钢管束混凝土组合剪力墙的受力性能,本文以剪跨比λ=1.5的钢管束混凝土组合剪力墙为研究对象,分析了不同轴压比下钢管束混凝土组合剪力墙的受力性能。基于该剪力墙底部屈曲的破坏模式,提出了一种底部带加强区的钢管束混凝土组合剪力墙,并进行了相关的试验研究。

　　 试验设计了6个钢管束混凝土组合剪力墙试件(图2),其中3个试件为普通钢管束混凝土组合剪力墙,试件编号STW1～STW3;3个试件为底部外贴加强板的钢管束混凝土组合剪力墙,试件编号SSTW1～SSTW3。单根钢管束的截面尺寸为140mm×200mm,钢板厚度均为3mm,每片剪力墙由5个钢管束组成,钢管束之间采用对角焊缝焊接,两相邻钢管束之间设连通孔,以便混凝土能贯通,如图2(c)所示,孔中心距为310mm。钢管束混凝土组合剪力墙试件的底梁为内配钢筋的现浇混凝土梁,截面尺寸为500mm×500mm。钢管束插入底梁中,钢管束与底梁之间设置抗剪连接键,如图2(b)所示;钢管束混凝土组合剪力墙顶部设置截面尺寸为300mm×300mm的加载梁。底部加强区外贴加强板的高度为h,厚度为t,加强板边缘与钢管束进行焊接,并在加强板上打孔,进行塞焊,以提高加强板与钢管束整体受力性能。剪力墙水平荷载加载点到基础梁顶面的距离为1 500mm,剪跨比为1.5,试件的尺寸及构造如图2(a),(d)所示,各试件主要设计参数见表1。

　　 试件底梁与上部墙体采用强度等级为C30的商品混凝土。试件混凝土分批次进行浇筑,首先进行底梁混凝土的浇筑,待底部混凝土达到一定强度之后再进行钢管束内的混凝土浇筑,最终形成钢管束混凝土组合剪力墙试件,如图3所示。

　　 钢管束钢板厚3mm,Q345钢材,材性试验结果见表2。混凝土强度等级均为C30,在钢管束混凝土组合剪力墙试件浇筑的同时,制作150mm×150mm×150mm立方体试块,并与试件同条件养护,在试验加载之前测得立方体抗压强度平均值f_cum=29.6MPa。

　　 钢管束混凝土组合剪力墙试验加载装置如图4所示。试件底梁端部各放置一个水平限位千斤顶,防止试件在水平方向产生位移。在底梁上部放置两根压梁,防止底梁翘起。竖向千斤顶与加载架横梁之间设置滑动导轨,保证竖向千斤顶在水平推拉过程中可以随试件自由移动。

　　 试验加载制度按照《建筑抗震试验规程》(JGJ/T 101—2015) ^[8]制定。加载过程中,竖向千斤顶先进行预压,预压荷载值为满载值的40%～60%,在确保试验装置安全可靠的前提下,逐步将荷载施加至100%,达到满载值后保持恒定。钢管束混凝土组合剪力墙轴压比的计算同时考虑内部混凝土与外部钢管束的作用,即:

　　 $n=\frac{{\rm N}}{f{}_{\text{c}}A{}_{\text{c}}+f{}_{\text{s}}A{}_{\text{s}}}(1)$

　　 式中:f_c为混凝土轴心抗压强度设计值;f_s为钢管束的抗拉强度设计值;A_s,A_c分别为混凝土及钢材的截面面积;N为设计组合轴力。

　　 试验中计算轴压比,材料强度取抗压、抗拉平均值,轴力取竖向加荷大小。水平荷载加载过程采用力-位移控制方法,试件在弹性阶段按照力控制加载,每级荷载循环一次,级差50kN,加载速度为1～2kN/s。当试件顶点水平力-位移曲线出现明显转折时认为试件屈服,屈服后采用位移控制逐级加载,位移增量取试件屈服时顶点位移Δ_y,当荷载下降到峰值荷载的75%以下时,试验结束。

　　 各个剪力墙试件在试验过程中测量其相应的荷载、位移、应变等参数,测点布置见图5。试验数据量测采用静态测试系统,试验过程中通过观察试件顶部的实时荷载-位移曲线以及荷载-应变曲线来控制加载状况,并实时记录墙体在荷载作用下的各种表现及破坏现象。

　　 6个剪力墙试件的加载制度基本相同,其破坏模式与破坏形态比较相似,均经历了四个主要阶段:弹性工作阶段、混凝土开裂阶段、屈服阶段和屈服后阶段。

　　 试验加载初期,试件基本处于弹性状态。该阶段钢管束无屈曲现象,内部混凝土无破裂声,外部钢管束与内部混凝土协同工作,顶点水平荷载位移-曲线基本呈线性变化。

　　 继续施加水平荷载,水平荷载-位移曲线发生偏转,试件的刚度开始降低,说明试件中的混凝土开裂,试件进入开裂阶段。之后,随荷载的增加,在循环加载过程中,会明显听到试件混凝土内部的开裂破裂声音,特别是在卸载阶段。荷载继续增加,钢管束混凝土组合剪力墙中外部钢管束与内部混凝土之间接触面发生局部粘结破坏。当普通钢管束组合剪力墙水平荷载加载平均值达到548kN,底部加强钢管束组合剪力墙水平加载平均值达到626kN时,顶点荷载-位移曲线出现较为明显的转折,刚度显著下降。此时,普通钢管束混凝土组合剪力墙STW1～STW3的水平荷载分别达到峰值荷载的60%,65%,68%;底部加强钢管束组合剪力墙SSTW1～SSTW3的水平荷载分别达到峰值荷载的65%,67%,66%。钢管束底部两端侧钢板的实测应变达到了1 800μɛ,基本达到了屈服状态,说明试件进入屈服阶段。

　　 自荷载-位移曲线出现较为明显转折至峰值点过程称为屈服阶段。在屈服后初期加载循环中,试件STW1～STW3钢管束两侧底部100mm处以及两端墙底部50mm处均出现微鼓,试件STW3(轴压比为0.3)微鼓最为明显,但在反向加载过程中微鼓可恢复。底部加强试件SSTW1～SSTW3加固区高度以内钢管束完好,钢管束局部屈曲转移到加固区以上,钢管束局部屈曲的荷载也比未加固试件STW2提高10%以上,且其微鼓程度较轻,反向加载微鼓亦可恢复。继续加载,试件STW1～STW3钢管束两侧底部100mm上下鼓曲明显,两端墙根部50mm上下出现微褶皱,试件在卸载过程中混凝土破碎的声音更为明显,且卸载到零点时试件底部钢管束鼓曲不可恢复。试件STW1～STW3对应的屈服位移角分别为1/229,1/153,1/137,可以看出随着轴压比增大钢管束混凝土组合剪力墙的屈服位移角增大,屈服荷载也相应提高。试件SSTW1～SSTW3分别在墙体两侧底部加固区高度以上100mm位置处发生鼓曲,对应屈服位移角分别为1/151,1/153,1/154,相比未加固试件STW2其屈曲程度较轻,对应的屈服位移基本相同。继续加载至峰值荷载,试件STW1～STW3以及试件SSTW1～SSTW3屈曲加剧,对应的屈曲面积有所增大,且钢管束与混凝土接触面发生粘结破坏的区域持续扩展。

　　 各试件达承载能力之后,随着水平位移的增加,墙体内部混凝土破坏加剧,刚度降低,钢管束与混凝土之间发生应力重分布,钢管束分担内力增加,底部严重屈曲。试件STW1～STW3墙体两侧底部100mm处屈曲状态依次加剧,屈曲范围有所扩展,两端墙根部钢管束褶皱明显。试件SSTW1～SSTW3加固区以上钢管束屈曲加剧,墙体两端加固区以上50mm处钢管束出现鼓曲,见图6(a)。剪力墙试件SSTW1～SSTW3的屈曲位置随加强带高度增加依次提高,且钢管束的鼓曲状态减缓,各试件最终破坏形态及鼓曲位置见图7。可以看出,随着轴压比增大,钢管束底部的屈曲加剧,屈曲区域扩展、上移,轴压比n=0.3时,钢管束端部距底梁顶面50～100mm处出现开裂,见图6(b),屈曲区域扩展至距底梁顶部300mm(1/5墙高)处;通过对钢管束混凝土组合剪力墙底部加强,可以显著提高钢管束屈曲位置,并有效抑制底部钢管束屈曲,改善剪力墙受力性能,且随着加固区高度增加,其效果越明显。

　　 钢管束混凝土剪力墙STW1～STW3以及SSTW1～SSTW3荷载-位移(P-Δ)滞回曲线如图8所示。从图中可以看出,各试件的荷载-位移曲线基本呈梭形且较为饱满。钢管束混凝土组合剪力墙在受力初期,处于弹性工作阶段,其P-Δ关系呈直线变化,基本无残余变形。随着逐级加载,外部钢管束与内部混凝土接触面发生破坏,内部混凝土开裂,试件刚度下降,卸载后残余变形明显增大,但其荷载仍持续上升。对比试件STW1～STW3,随着轴压比增大,其滞回曲线饱满程度明显下降,表明轴压比对试件受力性能有着显著影响。底部加强试件SSTW1～SSTW3的滞回曲线与试件STW2相比,其滞回曲线更为饱满,受力性能更佳。在达到峰值承载力后,随着底部加固区加固高度的增加,承载力下降速率减缓,滞回曲线更为饱满。因此,采用底部加固的方法可以明显改善试件受力性能。

　　 各试件顶点水平荷载-位移骨架曲线如图9所示。各试件加载及反向加载的骨架曲线均为反S形,表明试件的受力过程可以分为弹性阶段、塑性阶段和破坏阶段。表3给出各试件的初始刚度以及水平承载能力的具体数值。

　　 从图9(a)中可以看出:加载初期,试件STW1～STW3随轴压比增大,初始侧向刚度有所降低;达到峰值荷载时,轴压比对剪力墙的承载能力影响显著,试件STW2,STW3相对于试件STW1承载能力分别提高19.21%,42.05%;达峰值荷载后,试件STW1的承载力下降较为平缓,试件STW2的承载力下降有所加快,而试件STW3的承载力则迅速下降,可见随轴压比增大,试件的承载力下降速率明显加快,对试件的耗能不利。图9(b)是底部加强试件SSTW1～SSTW3与基准试件STW2骨架曲线的对比。从图中可以得知:在弹性加载阶段,底部加强试件SSTW1～SSTW3的初始侧向刚度明显高于基准试件STW2;在达到峰值荷载时,相对于基准试件STW2,试件SSTW1～SSTW3骨架曲线的承载能力均有明显提高,其提高幅值分别可达21.50%,27.24%,35.56%;达承载能力后,试件SSTW1～SSTW3与试件STW2的承载力下降趋势基本一致,均为平缓下降,可见底部加强的钢管束混凝土组合剪力墙仍具有良好的变形能力。

　　 本文采用较为普遍的几何作图法 ^[9]确定屈服点;峰值荷载处定义为极限点;按照峰值荷载下降15%时确定破坏点,即破坏荷载P_d=0.85P_u对应的位移为有效破坏位移Δ_d。各试件按照此方法确定名义屈服荷载P_y、名义屈服位移Δ_y、极限荷载P_u、极限位移Δ_u、破坏荷载P_d、有效破坏位移Δ_d,如表4所示。

　　 将各试件平均位移、平均极限位移、平均有效破坏位移与试件高度比值分别作为屈服位移角、极限位移角、有效破坏位移角,如表5所示。据表4和表5内容可知:1)普通钢管束混凝土组合剪力墙试件的极限位移角与屈服位移角之比约为3,极限荷载与屈服荷载之比大于1.5,表明普通钢管束混凝土组合剪力墙达到屈服状态后,可缓慢达到峰值荷载,具有较高的安全储备;2)从试件STW1到试件STW3,其有效破坏位移角逐步降低,相反各试件对应峰值荷载有所提高。随轴压比增大,普通钢管束混凝土组合剪力墙的屈服荷载、极限荷载会明显提高,但其变形能力有所降低;3)底部加强的钢管束混凝土组合剪力墙试件SSTW1～SSTW3与基准试件STW2相比,极限状态对应的荷载明显提高,且其破坏位移角相差不大。据此表明,采用底部加强方式可以使钢管束混凝土组合剪力墙在保证足够变形能力的前提下,显著提高其承载能力,从而改善剪力墙的受力性能。

　　 位移延性系数为有效破坏位移Δ_d与名义屈服位移Δ_y之比 ^[10]。各钢管束混凝土组合剪力墙试件的位移延性系数如表4所示,延性系数在3.4～7.0之间,表明各试件均具有良好的延性。从试件STW1到试件STW3,其位移延性系数明显降低,试件STW3在轴压比n=0.3作用下,其延性系数为μ=3.4,可见轴压比对试件的延性有着很大影响,随轴压比增大,试件的变形能力下降,延性有所降低。底部加强试件SSTW1～SSTW2的位移延性系数与基准试件STW2相差不大,延性系数均在4.0左右,底部加强区高度为450mm的试件SSTW3位移延性系数明显高于试件STW2。

　　 环线刚度为同一位移幅值下多次加载循环的平均荷载与平均位移的比值 ^[10]。环线刚度越大,试件耗能能力越好;环线刚度降低率越小,滞回性能越稳定,结构耗能能力也越好。各试件环线刚度随着位移加载幅值变化的关系曲线如图10所示。

　　 由图10分析可知,整个加载过程中各试件刚度退化持续、均匀,表明钢管束混凝土组合剪力墙受力性能稳定;试件STW1～STW3刚度退化关系曲线基本重合,表明轴压比值为0.1～0.3范围内,普通钢管束混凝土组合剪力墙刚度退化受轴压比影响很小;试件SSTW1～SSTW3刚度退化关系曲线与试件STW2非常接近,故采用底部加强的方式对钢管束混凝土组合剪力墙的刚度退化无明显影响;试件STW1～STW3的初始刚度,随轴压比增大其初始刚度有所降低;对试件SSTW1～SSTW3而言,其初始刚度相对于试件STW2均有一定幅度提高,且随着加强区高度增加,其初始刚度提高幅度明显增大。

　　 基于试件荷载-位移滞回曲线,可以定量计算出每半周的能量耗散,由此可以对钢管束混凝土组合剪力墙试件的耗能能力进行综合评估 ^[10]。等效黏滞阻尼系数ξ_eq按照以下公式计算:

　　 $\xi {}_{\text{e}\text{q}}=\frac{1}{2\text{π}}\cdot \frac{A{}_{\begin{array}{l}⌒\\ \text{F}\text{B}\text{E}\end{array}}+A{}_{\begin{array}{l}⌒\\ \text{F}\text{D}\text{E}\end{array}}}{A{}_{\text{A}\text{Ο}\text{B}}+A{}_{\text{C}\text{Ο}\text{D}}}(2)$

　　 式中:$A{}_{\begin{array}{l}⌒\\ \text{F}\text{B}\text{E}\end{array}}+A{}_{\begin{array}{l}⌒\\ \text{F}\text{D}\text{E}\end{array}}$为一个滞回环包围的面积;A_AOB+A_COD为响应的三角形面积,如图11所示。

　　 根据试件荷载-位移滞回曲线,计算试件的等效黏滞阻尼系数-周数曲线、耗能-半周数曲线和累积耗能半周数曲线,如图12～14所示。由图12分析可知,6个钢管束混凝土组合剪力墙试件的等效黏滞阻尼系数随着周数的增加而增加,且增长速度加快。比较试件STW1～STW3可以看出,随轴压比增大等效黏滞阻尼系数出现先增长后降低的趋势,当轴压比n=0.2时,等效黏滞阻尼系数最大可达0.3左右。对比底部加强剪力墙试件SSTW1～SSTW3,其等效黏滞阻尼系数与基准试件STW2相比,没有明显变化,仍然显出良好的耗能能力。由图13和14分析可知,随着半周数的增加,剪力墙的半周耗能和累积耗能不断增加,尤其是进入弹塑性阶段后,各试件的耗能增长速度加快。对于试件STW1～STW3而言,其半周累积耗能性能随着轴压比增大,先上升后下降,在轴压比n=0.2时其半周累积耗能效果最佳。底部加强试件SSTW1～SSTW3与基准试件STW2对比可知,试件SSTW1～ SSTW3的半周累计耗能曲线明显高于未加强试件STW2,表现出更为良好的耗能性能。试件SSTW1～SSTW3的半周累积耗能值依次提高,试件SSTW3的半周累计耗能值可达192.31kN·m。可见随着底部加强区高度增加,钢管束混凝土组合剪力墙试件的耗能效果明显提高。

　　 通过6片钢管束混凝土组合剪力墙的试验研究与分析,得到这类新型抗侧力墙体的受力特点、破坏形态和抗震性能,相关结论如下:

　　 (1)钢管束混凝土组合剪力墙具有良好的承载力、抗侧刚度、延性、耗能能力,是一种性能优越的新型剪力墙。

　　 (2)采用底部加强的方式,可以显著提高钢管束混凝土剪力墙的峰值承载能力和耗能性能。

　　 (3)其他条件保持不变情况下,轴压比在0.1～0.3范围内,随轴压比增大,剪力墙初始刚度有所降低,延性变差,承载能力逐步提高。

　　 (4)在轴压比n=0.2条件下,随底部加强区高度增加,峰值承载力有所上升,耗能性能显著提高。

　　 值得指出的是,本文只对钢管束混凝土-组合剪力墙的受力性能与破坏模式进行相关试验研究,今后有必要开展深入的理论分析。此外,钢管束混凝土组合剪力墙之间的连接问题及外部钢管束的防火、防腐问题亟待研究。