钢板剪力墙承载力高、耗能能力强,抗震性能优于混凝土剪力墙,而且自重轻、施工工艺简单。将钢板剪力墙内嵌到钢筋混凝土框架中,形成钢筋混凝土框架钢板剪力墙结构,利用钢板作为第一道抗震防线和耗能构件,地震作用下钢板首先发生破坏,起到保护混凝土框架的作用,将其用于既有框架结构的加固工程中,具有较好的经济效益。至今,国内外钢板剪力墙在钢结构中的应用研究较多,但在混凝土结构中的应用研究较少。

　　 20世纪初提出钢板剪力墙结构,即把钢板加入钢框架中,材料之间具有较好的协同作用,从而提高结构的侧向刚度、塑性变形能力、耗能能力。因此,在钢框架中加入钢板,既可以提高钢框架的抗侧性能,也可以使原有结构更加牢固,其应用前景非常广阔。并且数次震害说明 ^[1,2],钢板剪力墙有优越的抗震性能,是优良的建筑结构形式。

　　 基于《美国钢结构建筑抗震规范》(AISC-10-2010),WEN R和SEKER O ^[3]设计了不同几何特征的钢板剪力墙结构,分析了影响钢板剪力墙结构整体性能的各个系数,并得到设计和分析过程。金双双等 ^[4]使用有限元软件建立单跨单层钢板剪力墙结构模型,对内嵌钢板的受力全过程进行研究,结果显示:钢板剪力墙所承担的荷载随水平力的提高而降低。郭宏超、郝际平等 ^[5,6,7,8,9]对多个半钢接钢框架-钢板剪力墙进行试验研究,结果表明:结构的初始刚度很大,有较好的塑性变形能力及耗能,承载能力也很强。张文强、郝际平等 ^[10,11]对一榀节点形式为平齐端板连接的半刚性钢框架-非加劲薄钢板剪力墙结构进行试验探究和有限元模拟,研究表明钢板剪力墙结构延性好,具有良好的抗震性能。RC加气混凝土砌块组合墙(简称组合墙) ^[12]是一种轻型网格式抗震墙,可用于框架结构的抗震加固,笔者进行了1/2比例空框架试件、组合墙试件和组合墙加固框架试件的低周反复荷载试验,试验结果及分析表明:组合墙加固后框架承载力、抗侧刚度有较大幅度提高,大震阶段其承载力、等效刚度约为空框架和组合墙单独受力之和的0.9倍。于金光、郝际平等 ^[13,14]为了解节点形式如何影响结构抗震性能,对6榀不同形式的半钢性节点钢框架-钢板剪力墙结构进行了试验,结果表明:结构具有良好的抗震性能;不同节点对结构整体刚度及强度的影响不明显,但对其变形能力和耗能影响较大。苏幼坡等 ^[15]对加钢板的钢筋混凝土框架进行低周往复加载试验,研究不同厚度钢板对结构承载力和延性影响,并与纯混凝土框架进行对比,试验显示:薄钢板剪力墙抗震效果较好。

　　 本文对内嵌钢板钢筋混凝土框架结构试件在水平低周反复加载作用下的破坏全过程进行观测,得到结构滞回曲线和骨架曲线,对试件刚度退化规律、承载能力、延性、耗能能力、应变分布规律等进行分析。并采用ABAQUS有限元软件对试件进行了非线性分析。

　　 试验中设计了2个缩尺比为1∶3的单跨两层钢筋混凝土框架结构(编号为RCF-1)和单跨两层钢筋混凝土-钢板剪力墙结构(编号RCF-2)。框架梁的截面尺寸为150mm×200mm,框架柱的截面尺寸为200mm×200mm,梁柱内纵筋采用HRB335级钢筋,箍筋采用HPB300级钢筋。钢板剪力墙采用Q235钢,钢板厚1.8mm,钢板截面尺寸为1 150mm×1 000mm,钢板四边均与框架连接。梁柱内设置预埋件与钢板剪力墙焊接连接,试件的混凝土强度等级为C30。试件几何尺寸及配筋见图1。

　　 试件的制作过程主要分为钢筋绑扎、支模板、混凝土浇筑和墙体钢板的焊接四个阶段。首先钢筋绑扎,绑扎完成后在框架中焊接预埋钢板条;其次支模板;然后混凝土浇筑,待混凝土养护28d后,对试件进行起吊;然后焊接墙体钢板。试件制作完成如图2所示。

　　 试件的混凝土设计强度等级为C30,在试件浇筑时,制作100mm×100mm×100mm的立方体试块,进行同等条件的养护。在试验加载时,对混凝土立方体抗压强度f_cu进行实测,混凝土立方体抗压强度实测均值为37.7MPa。钢材和混凝土的弹性模量均按《混凝土结构设计规范》(GB 50010—2010)(2016版)规定取值,钢板、钢筋依照规定取样加工,量测其直径d(对于钢板d为厚度)、屈服强度f_y、抗拉强度f_u、总伸长率δ。材性试验结果见表1。

　　 加载装置采用钢梁将地梁固定于试验台座,采用液压千斤顶在柱顶施加轴压力和在侧面施加水平力。施加轴压力的千斤顶底座与加载架的横轴之间设置滚轴,千斤顶随柱顶的水平位移而移动,使轴压力的作用线始终与地面垂直。水平力施加处距柱根部2 600mm。

　　 此结构的钢板墙一般要在主体混凝土框架结构施工完毕后再进行安装,所以钢板墙不承担竖向荷载。但在现实结构中,框架柱存在一定的轴力,故综合以上因素,试验在每个柱顶之上施以200kN的竖向力(轴压比为0.25),且在试验中维持稳定,然后进行低周往复加载。水平力施加过程按照《建筑抗震试验规程》(JGJ 101—2015) ^[16],采用力-位移控制法:试件在屈服前按照力控制加载,每级进行2次循环且以10kN递增。当试件顶点的P-Δ(荷载-位移)曲线呈现明显的转折,则认为试件屈服,屈服后就使用位移加载,其递增量采用0.25Δ_y(Δ_y为屈服位移),即加载位移取1.25Δ_y,1.50Δ_y,1.75Δ_y,…,每级荷载循环3次。当承载力退化到峰值荷载的80%以下时,试验终止。

　　 试验中对试件的荷载、位移、相对变形和应变进行量测。试件RCF-1,RCF-2的测点布置如图3所示。位移计(H-1～H-10)量测试件不同高度的水平位移,位移计H-11量测地梁的位移,百分表(A-1～A-4)量测试件在不同高度的转角,除此之外,在试件中也布置了多个应变片和应变花,由此来观察框架梁、框架柱和墙体的塑性发展。

　　 试验量测数据采用日本生产的DATA LOGCER TDS-530数据采集系统,通过P-Δ和荷载-应变等曲线实时显示,以观察和调整试验加载工况。裂缝发展、钢板屈曲和试件破坏过程由人工观测和纪实。

　　 根据对试验现象的分析,可以将试件的受力全过程分成4个阶段:

　　 (1)弹性工作阶段。试件RCF-1的梁柱均有细微裂缝出现;试件RCF-2无明显现象,钢筋混凝土框架无裂缝出现,钢板剪力墙的钢板与混凝土框架协同工作,在最初加载到94kN时出现“轰”的一声,每次循环加载也均伴随有此声,试件的P-Δ曲线基本成线性变化。

　　 (2)混凝土开裂阶段:在弹性工作阶段之后,试件刚度开始降低,P-Δ曲线开始出现转折点,这个点即为弹性阶段的零界点。试件RCF-1控制位移加载到1.0Δ_y时,第一层框架梁端及梁柱交点处的竖向裂缝开始延伸并且逐渐向梁中部发展,控制位移加载到2.5Δ_y时,距梁端15cm处出现斜裂缝,并且梁中部裂缝贯穿,如图4(a)所示。试件RCF-2加载至128kN时,距一层梁端150mm处出现竖向裂缝,荷载达到160kN时,距一层梁端350mm处出现竖向裂缝,并且梁端裂缝贯穿,见图4(b)。

　　 (3)屈服阶段:该阶段是P-Δ曲线从明显转折点持续到荷载峰值点。试件RCF-1以混凝土裂缝的发展为主要现象,试件刚进入屈服阶段的层间位移角为1/160,一层梁端混凝土出现开裂现象,继续加载,混凝土开裂严重,如图4(c)所示。试件RCF-2以钢板的屈曲为主要现象,在试件刚进入屈服阶段时,层间位移角为1/288;当层间位移角为1/220时,一层梁端出现裂缝,钢板局部屈曲,此阶段很短暂,是因为焊接钢板预埋件的连接件断裂。层间位移角为1/120时,钢板屈曲的程度和范围不断增加,钢板与框架开始局部分开,随着荷载P增加,钢板的偏移程度达到10mm,如图4(d)所示。

　　 可以看出,加钢板的钢筋混凝土框架,荷载达到166kN时,钢板逐渐屈服。由于连接件的断裂,试件不能继续加载,实际上,若钢板的连接件未断裂,一层、二层梁端先后开始屈服,同时试件变形,能表现出相对好的延性。

　　 (4)破坏阶段:试件RCF-1达到峰值荷载时,层间位移角为1/25,此时,一层梁端混凝土开始脱落,斜裂缝宽度为0.3mm,并出现露筋现象,柱底混凝土也脱落严重,如图4(e)所示。而试件RCF-2的层间位移角加载到1/60时,出现沿墙体45°对角线方向的剪切屈曲波形,并且钢板预埋件断裂处混凝土脱落,如图4(f)所示;停止加载时,一层梁中部开裂,柱体基本完好。

　　 试件RCF-1,RCF-2的顶点P-Δ滞回曲线如图5所示。试件RCF-1加载前期,整体处于弹性阶段,变形较小,曲线斜率基本保持不变,卸载后残余变形较小;当加载到71.8kN时,试件开始屈服;当控制位移加载到1.5Δ_y时,框架整体屈服,梁端形成塑性铰;当控制位移加载到2.51Δ_y时,试件达到峰值荷载P_max,即滞回曲线的最高点,随后试件承载力降低,变形增大。而试件RCF-2加载到139kN时,试件开始进入屈服状态,当控制位移加载到1.5Δ_y时,梁端形成塑性铰;当控制位移加载到2.27Δ_y时,试件达到峰值荷载,钢板翘曲。

　　 试件RCF-1,RCF-2的顶点P-Δ骨架曲线如图6所示。从骨架曲线可以看出:试件RCF-1正向加载初期,试件处于弹性工作阶段,骨架曲线斜率基本不变;当水平荷载为55kN时,试件刚度开始下降,进入弹塑性阶段;当水平荷载为71.8kN时,曲线斜率明显下降,试件进入屈服阶段;当加载控制位移为2.51Δ_y时,骨架曲线达到峰值荷载(91.8kN),随后试件承载力下降;当加载控制位移为3.87Δ_y时,试件达到破坏荷载P_u(76.4kN)。试件RCF-1反向加载初期,试件处于弹性工作阶段,骨架曲线斜率不变;当水平荷载为58kN时,试件刚度开始下降,进入弹塑性阶段;当水平荷载为74.5kN时,试件进入屈服阶段;当加载控制位移为2.69Δ_y时,骨架曲线达到峰值荷载(92.7kN),随后试件承载力下降;当加载控制位移为3.45Δ_y时,试件达到破坏荷载P_u(80kN)。试件RCF-2正向加载初期,骨架曲线斜率不变;当水平荷载为139kN,骨架曲线斜率明显下降,试件进入屈服阶段,此后骨架曲线出现下降点(140kN),其原因是预埋件锚筋断裂,钢板角部出现平面外位移,以至于钢板承载力突然下降,但此时钢板尚未破坏,随后骨架曲线又继续上升;当加载控制位移为2.27Δ_y时,试件达到峰值荷载(162.7kN),然后承载力再次迅速下降,试件破坏。试件RCF-2反向加载初期,骨架曲线斜率不变;当水平荷载为147.2kN,骨架曲线斜率明显下降,试件进入屈服阶段;当加载控制位移为1.65Δ_y时,试件达到峰值荷载(171.7kN),然后承载力开始下降,直至试件破坏。

　　 由图6及其关键点数据可知,试件RCF-1受正向与反向加载的骨架曲线较为对称,而试件RCF-2却有所差别。分析其原因为试件RCF-2正向加载至水平荷载146.7kN时,预埋件锚筋断裂,钢板角部出现平面外位移,导致以后的加载过程中钢板不能完全发挥作用。试件RCF-2承载力较高,正向加载时,其屈服荷载和峰值荷载较试件RCF-1的分别大 93.6%和77.2%,其抗侧刚度是试件RCF-1的2.67倍;反向加载时,其屈服荷载和峰值荷载较试件RCF-1的分别大 97.3%和85.2%,其抗侧刚度是试件 RCF-1的2.78倍。

　　 由图7(a)可知:试件RCF-1的加载前期,一层水平位移为3.15mm,二层水平位移为3.34mm,基本一致;随着荷载P增加,一层水平位移增加迟缓,仅为25.63mm,而二层水平位移不断加大,达到72.03mm。由图7(b)得出:试件RCF-2前期水平位移增加方式与试件RCF-1基本一致,一层水平位移为0.22mm,二层水平位移为0.35mm,加载结束时二层水平位移仅为20.85mm,只有试件RCF-1的1/3。以上试验现象充分说明,钢筋混凝土框架中内嵌钢板可有效减小结构的水平位移。

　　 位移延性系数μ为有效破坏位移Δ_d与名义屈服位移Δ_y之比,试件的位移延性系数如表2所示。由表2可知:试件均具有良好的延性,试件RCF-1正向屈服位移为20.6mm,负向屈服位移为23.7mm,正向峰值位移为51.8mm,负向峰值位移为63.8mm;而试件RCF-2正向屈服位移为9mm,负向屈服位移为10.4mm,正向峰值位移为20.5mm,负向峰值位移为17.1mm,试件RCF-2的正负向位移均小于试件RCF-1的。试件RCF-1正向延性系数为3.87,负向延性系数为3.45;试件RCF-2正向延性系数为2.73,负向延性系数为2.38,即延性系数低于试件RCF-1;因此空框架的变形能力较钢板剪力墙强。

　　 采用同级控制位移下的割线刚度K_i来反映框架的刚度退化情况 ^[17],其中${\rm K}{}_i=\frac{\left|+F{}_i\right|+\left|-F{}_i\right|}{\left|+X{}_i\right|+\left|-X{}_i\right|}$,F_i,X_i 分别为第i次峰值荷载、峰值位移。图8为刚度退化曲线。由图8可知:试件RCF-2的初始刚度是试件RCF-1的2.67倍,试件在屈服后整体刚度退化较为明显, 试件RCF-1由于梁端混凝土开裂并被压碎,损伤严重,而试件RCF-2因为钢板形成拉力带且钢板发生翘曲,焊缝开裂,达到峰值荷载后,结构的塑性变形使框架模型消耗较多的能量,刚度退化趋向稳定,其曲线趋于平缓。

　　 试件滞回环的饱满程度反映试件耗能能力,基于试件P-Δ滞回曲线,可对试件的耗能能力进行归纳总结,根据试件顶点P-Δ滞回曲线可以得出结构耗能曲线。由图9可知:在加载循环阶段,等效黏滞阻尼系数随着加载循环而逐渐增大,即结构的滞回环随着加载循环逐渐饱满,其主要原因是由于塑性铰的相继出现和发展,吸收了较多的能量,但试件RCF-1的增幅较试件RCF-2大,是因为试件RCF-2钢板连接件突然断裂,梁柱破坏轻微,其主要靠钢板屈曲来耗能;而对于试件RCF-1来说,进入弹塑性阶段后,耗能的增加速率提高,其主要靠梁柱的破坏来消耗能量。试件RCF-1的等效黏滞阻尼系数增加到0.35,表明其具有良好的耗能,而试件RCF-2的等效黏滞阻尼系数增加到0.18就终止了试验,但是看图形的走向,若钢板的连接件没有断裂,试件RCF-2应当有更好的耗能能力。

　　 RCF-1随着P和Δ不断增加,一层梁端部首先出现塑性铰,随后二层梁端部出现塑性铰,最后在柱根部出现裂缝、混凝土脱落,承载力下降而破坏。由于框架试件主要靠梁柱破坏来消耗能量,所以在试件破坏时,梁柱破坏严重;而试件RCF-2,钢板作为第一道防线,首先屈曲耗能,由于钢板屈曲后,试件刚度并没有明显降低,所以试件侧向变形很小,保护框架梁、框架柱免于破坏;试验结束时,钢板有明显变形,框架梁上有明显开裂,但框架柱破坏轻微。

　　 使用ABAQUS有限元软件搭建钢筋混凝土框架和钢筋混凝土框架-钢板剪力墙有限元模型(图10),钢材本构关系为von Mises 模型 ^[18,19],该模型可较好地模拟钢板的塑性性能。钢板与钢筋混凝土框架进行耦合,混凝土本构模型采用ABAQUS中的塑性损伤模型,选取丁发兴等 ^[20]得到的适合不同等级的混凝土单轴和多轴受力情况下的本构关系。采用有限滑移(finited sliding)来提高计算速度,将加载面与左柱和二层梁连接面中心点耦合,在这一点处施加采用位移控制的低周反复荷载,每个柱顶施加200kN的竖向力,实现有限元分析加载制度与试验相吻合。

　　 图11为试验和有限元分析的滞回曲线对比图,图12为试验和有限元分析的骨架曲线对比图,可以看出,两试件曲线走势基本一致。对于试件RCF-1,有限元分析和试验得到的骨架曲线吻合较好,峰值荷载基本一致,有限元计算值稍大些。对于试件RCF-2,有限元分析和试验得到的骨架曲线峰值荷载相差11.7%,有限元计算值偏大。这是由于在试验加载过程中试件RCF-2为非正常破坏,预埋件锚筋突然断裂,导致钢板拉力带发展并不充分,影响其承载力。通过有限元分析结果可知,试件RCF-2的正常破坏情况的承载力要比试验结果大,因为钢板沿对角线方向形成拉力带,可充分发挥钢板的抗侧移能力。但是试件RCF-2有限元和试验的骨架曲线在弹性阶段几乎重合。总体来看,有限元分析能够较好地模拟试件RCF-1、试件RCF-2在低周反复荷载作用下的受力全过程。

　　 通过对单跨两层的钢筋混凝土框架和单跨两层的钢筋混凝土框架-钢板剪力墙的试验研究与分析,得出钢筋混凝土框架-钢板剪力墙抗侧力构件的受力特点、破坏形式和抗震性能的有关结论:

　　 (1)内嵌钢板钢筋混凝土框架可以提高混凝土框架的承载力、刚度,当受正向加载时,其承载力较纯框架提高了77.2%、初始抗侧刚度是纯框架的2.67倍;当受反向加载时,其承载力较纯框架提高了85.2%、初始抗侧刚度是纯框架的2.78倍。且内嵌钢板混凝土框架的等效黏滞阻尼系数为0.18,抗震效果较好。

　　 (2)钢板与钢筋混凝土框架连接在一起,相互约束,在侧向力的作用下,钢板的屈曲程度和范围因受到混凝土框架的限制而大大降低,同时,由于互相约束,内嵌钢板钢筋混凝土框架层间位移角也较小,试件RCF-2破坏时层间位移角为1/72,峰值荷载时层间位移角为1/60,即内嵌钢板剪力墙层间塑性变形能力良好。

　　 (3)在震区使用薄钢板剪力墙作为抗侧力构件是可行的,可以使用钢板的塑性变形来吸取和散失地震所产生的能量,保护结构其他部位免受破坏。

　　 (4)试件RCF-2的塑性铰出现顺序依次为:一层梁端、二层梁端、柱根部,属于梁铰破坏机制;试件RCF-2的钢板剪力墙作为第一道防线,发生屈曲破坏,保护梁柱免受破坏。