装配式部分外包组合剪力墙 (partially encased composite shear wall, 装配式PEC剪力墙) 是一类新型装配式钢-混凝土组合剪力墙, 该类构件纵向仅由钢板贯通全墙, 与墙体两侧钢翼缘形成工字形截面。钢腹板每间隔一定间距设置外露通高纵向加劲肋, 纵向加劲肋之间、纵向加劲肋与翼缘之间以一定竖向间距 (底部加密区间距100mm, 非加密区间距200mm) 的薄钢板 (缀条) 连接, 在由腹板、翼缘及纵向加劲肋隔开的空腔中浇灌混凝土, 形成预制构件, 构造如图1所示。装配式PEC短肢剪力墙构件中, 混凝土和钢板互为约束:外侧混凝土可防止腹板、内部纵向加劲肋过早发生局部屈曲, 并对墙端钢翼缘的局部屈曲提供内侧支撑, 使其局部屈曲仅能向构件外侧发生;腹板、翼缘、纵向加劲肋及缀条构成的腔体对混凝土提供侧向约束, 提高混凝土承载力及变形能力。该剪力墙施工时无须进行钢筋绑扎, 整体构造简单;现场仅进行钢结构拼接安装, 可有效缩短施工周期, 应用于中、高层剪力墙体系中具有良好的经济效应。

国内外学者对该类构造柱 (PEC柱) 的研究^[1,2,3,4]表明, PEC柱在受力性能方面兼具钢骨混凝土结构及钢管混凝土结构的优点, 消除钢骨混凝土结构及钢管混凝土结构在连接构造上存在的困难, 降低施工难度^[4], 但针对PEC剪力墙并无相关研究。剪力墙结构在一定轴压比下良好的抗震性能是决定该类剪力墙可在中、高层结构中使用的前提条件。本文对3类不同构造措施、中等轴压比下剪跨比为2.5的装配式PEC短肢剪力墙进行拟静力试验, 探讨装配式PEC短肢剪力墙的抗震性能及不同构造措施对其力学性能的影响。

试验设计了3个装配式PEC短肢剪力墙试件 (编号为S1, S2, S4) 。各试件截面参数及构造措施如表1所示。试件截面含钢率均为7.68%;水平向缀板截面高30mm、厚4mm, 缀板在底部加密部位竖向间距为100mm、其余部位竖向间距为200mm, 混凝土保护层厚度为15mm。水平荷载加载点至基座梁顶面距离为3 000mm, 试件剪跨比均为2.5。试件底部设置钢筋混凝土基座梁, 组合剪力墙钢板伸入基座梁并与基座梁中埋入的水平型钢焊接, 以保证锚固强度;试件顶部设置钢加载梁, 组合剪力墙的钢板与加载梁焊接。试件S1, S2, S4的主要变化表现在构造形式:试件S2在钢腹板上焊接栓钉, 栓钉规格为M13×80, 每个区格居中布置1列, 纵向间距200mm;试件S4在钢腹板上开150mm圆形浇灌孔, 每个区格居中布置1列, 各区格的浇灌孔竖向交错布置, 纵向间距为500mm。试件尺寸和构造如图2所示。

试件中, 钢板强度等级均为Q235B, 试验所得材料性能参数如表2所示。

墙身混凝土强度等级为C30, 基础混凝土强度等级为C40, 均为商品混凝土;试件S1, S2钢腹板两侧混凝土平躺上、下两侧分2批浇筑, 试件S4混凝土平躺一次浇筑成型。每批混凝土浇筑时, 同期制作150mm×150mm×150mm标准立方体试块, 同条件养护后进行混凝土材料性能测试。混凝土材料性能参数如表3所示。

JGJ138—2016《组合结构设计规范》^[5]规定, 钢板混凝土剪力墙在重力荷载代表值作用下墙肢轴压比计算如式 (1) 所示;与设计轴压比对应的试验实际轴压比计算如式 (2) 所示。

式中:N为试验时轴向实际总压力值, 乘以重力荷载分项系数1.2即为墙肢重力荷载代表值作用下轴向压力设计值;f_c为混凝土轴心抗压强度设计值, 由立方体抗压强度平均值经计算所得^[6]:f_c=f_ck/1.4, f_ck=0.88×0.76 f_{cu, m}, f_{cu, m}为混凝土立方体抗压强度平均值;A_c为混凝土全截面面积;f_a为钢骨抗拉强度设计值, 由钢板屈服强度平均值经计算所得^[7]:f_a=f_{ak, m}/1.087, f_{ak, m}为钢板屈服强度平均值;A_a为钢骨全截面面积, 其中试件S4采用钢骨净截面进行计算。

本次试验拟定试件设计轴压比为0.4, 各试件的总轴向压力及对应的实际轴压比如表4所示。

试验加载装置如图3所示。混凝土基座梁通过地锚螺栓与台座锚固。加载梁通过连接装置与水平伺服器相连。竖向荷载由1 000t垂向作动器在剪力墙顶部施加, 由刚性分配梁转化为均布荷载施加于剪力墙加载梁顶。为保证在加载过程中PEC短肢剪力墙保持轴心受压状态, 采用底座带滚轴的千斤顶通过滑轨与反力架上端横梁相连。

依据JGJ/T101—2015《建筑抗震试验规程》^[8]规定, 正式试验时水平荷载加载采用荷载、位移混合控制方式:试件屈服前, 采用荷载控制方式进行加载, 前期加载级差为50kN, 待得到开裂荷载后加载级差为150kN, 每级荷载反复1次;当试件钢翼缘底部屈服后认为试件屈服, 以此时对应的位移Δ_y为屈服位移, 随后采用位移控制方式进行加载, 加载级差为1倍屈服位移Δ_y, 每级反复加载3次, 直至试件无法继续承载额定的竖向荷载或其水平承载力下降至峰值水平荷载的85%以下时停止加载, 试验结束。

1) 水平荷载正向分别加载至279.9kN (试件S1) 和250.6kN (试件S2) 时, 试件左侧 (受拉侧) 边缘混凝土出现第1道水平受拉裂缝;水平荷载负向分别加载至300kN (试件S1) 和251.1kN (试件S2) 时, 试件右侧 (受拉侧) 边缘混凝土出现第1道水平受拉裂缝。因此, 试件S1及S2的正向开裂荷载分别为279.9kN及250.6kN, 负向开裂荷载分别为300kN及251.1kN。

2) 当顶点水平荷载分别加载至551.7kN (试件S1, 对应的水平位移为10.3mm) 和550.1kN (试件S2, 对应的水平位移为9.55mm) 时, 试件翼缘底部高度约130mm处钢板屈服。

3) 当顶点水平位移分别加载至20.6mm (试件S1, 对应水平荷载为861.9kN) 和19.81mm (试件S2, 对应水平荷载为905kN) 时, 试件表面新增数条水平向裂缝, 原有裂缝也有所发展, 两侧角部混凝土向面外鼓突, 缀条保护层翻起。

4) 当顶点水平位移分别加载至30.9mm (试件S1, 对应水平荷载为999.2kN) 和29.02mm (试件S2, 对应水平荷载为1 051.2kN) 时, 试件表面裂缝开展较多 (均为水平裂缝) , 钢翼缘与混凝土之间竖向缝隙明显, 两侧角部混凝土部分脱落, 左侧最底部边缘缀条外露。

5) 当顶点水平位移分别加载至41.2mm (试件S1, 对应水平荷载为995kN) 和38.57mm (试件S2, 对应水平荷载为1 106.3kN) 时, 试件两侧中下部混凝土出现竖向裂缝并向外鼓突明显, 随后部分缀条保护层脱落, 缀条外露。试件S1翼缘左侧底部50～150mm高度、右侧底部0～250mm高度, 试件S2两侧翼缘底部0～250mm高度均发生轻微局部屈曲, 卸载后屈曲现象消失。

6) 试件S2水平位移加载至47.82mm时, 对应水平荷载为1 116.3kN (正向峰值荷载) , 混凝土中下部中性轴附近出现竖向裂缝, 左侧下部大块混凝土保护层脱落, 缀条及栓钉头外露, 且左侧下部边缘处多条加密区缀条在焊缝处断裂, 左侧钢翼缘底部400mm高度范围内、右侧钢翼缘底部300mm高度范围内发生局部屈曲, 内部混凝土压碎。

7) 水平位移分别加载至51.5mm (试件S1) 和62.35mm (试件S2) 时, 混凝土保护层大片剥落, 缀条及栓钉头 (试件S2) 外露严重, 试件下部多条加密区缀条在焊缝处断裂, 内部混凝土压碎脱落, 左、右两侧角部混凝土压碎, 钢翼缘局部屈曲严重, 此时承载力降至峰值承载力的85%以下, 加载结束。最终破坏形态如图4a, 4b所示。

由试验可得, 试件S4正向开裂荷载为202.1kN, 负向开裂荷载为197.8kN。

1) 顶点水平荷载加载至401.7kN时, 试件翼缘底部高度约330mm处钢板屈服, 试件左侧中下部混凝土出现1条水平贯通裂缝及3条竖向裂缝并略微外鼓, 局部外皮脱落, 此时对应的水平位移为10.1mm。

2) 顶点水平位移加载至19.9mm时, 对应正向水平荷载为725kN, 对应负向水平荷载为619.8kN, 试件表面新增数条水平向裂缝, 原有裂缝也有所发展, 试件左侧底部300mm高度附近外鼓明显。

3) 顶点水平位移加载至40mm时, 对应正向水平荷载为1 016.1kN (为正向峰值荷载) , 对应负向水平荷载为792.2kN (为负向峰值荷载) , 试件底部水平裂缝整体贯通, 混凝土角部与钢翼缘分离。

4) 顶点水平位移加载至50.1mm时, 中性轴附近中下部混凝土出现斜向裂缝, 两侧下部混凝土出现竖向裂缝, 两侧钢翼缘发生局部屈曲。

5) 顶点水平位移加载至60.2mm时, 左侧底部及右侧混凝土角部、两侧150～350mm高度混凝土均有压碎脱落发生, 左侧钢翼缘在150～350mm高度 (腹板前) 及450～650mm高度 (腹板后) 局部屈曲严重;右侧钢翼缘在50～150mm高度 (腹板前) 及150～450mm高度 (腹板后) 局部屈曲严重, 试件在底部250～650mm高度发生面外扭转, 此时承载力降至峰值承载力的84%, 加载结束。最终破坏形态如图4c所示。

由试验现象及裂缝开展情况可知, 试件S1, S2发生压弯破坏, 混凝土破坏主要发生在距墙底450mm高度范围内, 钢翼缘屈曲主要发生在距墙底650m高度范围内;试件S4发生弯扭破坏, 混凝土的破坏主要发生在距墙底150～350mm高度, 钢翼缘屈曲主要发生在距墙底650m高度范围内。

试件S1, S2, S4的顶点水平荷载P-位移Δ滞回曲线如图5所示。

由图5可知, 3个试件的顶点荷载-位移滞回曲线呈饱满的梭形, 展现出较好的耗能能力。

1) 加载初期, 各试件均处于弹性工作状态, 滞回曲线近似直线变化, 基本无残余变形;随着荷载级数的增大, 试件进入弹塑性状态, 加载刚度及卸载刚度均有所下降, 卸载后残余变形逐渐增大, 但荷载仍处于增长阶段, 同级加载的3个循环基本重合, 承载力衰减、刚度退化均不明显。

2) 试件达峰值荷载后, 同级各循环加载过程中均有混凝土剥落情况发生, 3个循环的承载力及刚度略有退化。

3) 加载后期, 同级加载过程中, 每循环一次, 试件底部几乎均有缀条在焊接处断裂, 钢翼缘随之发生明显外鼓现象, 相应部位混凝土压碎, 钢翼缘发生严重的局部屈曲, 同级加载3个循环的承载力及刚度退化较严重, 水平承载力下降至峰值承载力的85%以下。

试件S1, S2, S4顶点水平荷载-位移骨架曲线如图6所示。

由图6可知, 各试件的骨架曲线均呈反S形, 其受力过程均可近似为弹性、塑性及破坏3个阶段。其中:试件S1及试件S2含钢率及钢骨布置相同, 在峰值荷载前较接近, 弹性刚度近似;试件S4腹板开洞导致截面削弱, 弹性刚度较另2个试件低, 且由于两侧洞口分布不对称, 正向加载时刚度较负向加载时大。试件S1达峰值承载力后, 曲线下降较陡。

由骨架曲线经处理可得构件的特征位移及对应的特征荷载。其中, 构件名义屈服点由能量等值法^[9]确定;构件极限点由最大承载力下降至85%时荷载-位移曲线上对应点确定。得到试件S1, S2, S4的名义屈服荷载P_y及对应的名义屈服位移Δ_y、峰值荷载P_u及对应的峰值位移Δ_u、极限荷载P_d及对应的极限位移Δ_d, 如表5所示。

由表5可知:

1) 试件S2与试件S1相比, 屈服承载力平均值提高4.1%, 峰值承载力平均值提高2.8%;由于试件S2相对于基座安装位置有偏差, 其正负向的承载力略有差异。

2) 试件S4与试件S1相比, 屈服承载力平均值降低6.5%, 峰值承载力平均值降低11.3%;由于试件S4左右两侧开洞高度的不对称, 其双向峰值承载力有较大差异 (正向承载力是负向承载力的1.28倍) 。

通常采用位移延性系数^[10,11]评估构件延性。位移延性系数指极限位移与名义屈服位移的比值, 即μ=Δ_d/Δ_y。各试件的位移延性系数如表5所示。

由表5可知, 各试件的位移延性系数在2.76～4.40, 试件S1及S2双向位移延性系数均>3, 表明有良好延性。

将各试件正、负向加载的最大屈服位移、最大峰值位移及最大极限位移与试件高度的比值分别定义为屈服位移角、峰值位移角及极限位移角, 如表6所示。

由表6可知:

1) 试件S1及试件S2的屈服位移角较接近, 均小于试件S4的屈服位移角, 该特性与试件的刚度特性相匹配。

2) 试件S2, S4的峰值位移角在1/73左右;各试件的峰值位移角与屈服位移角的比值均在2附近, 表明试件达峰值荷载前经历较长的变形过程, 具有明显征兆。

3) 各试件的极限位移角均>1/80 (规范要求) , 表明各试件具有良好的变形能力。

采用同级变形下的环线刚度^[12,13]变化表征结构的刚度退化。环线刚度为同一幅值下多次加载循环的平均荷载与平均位移的比值。各试件环线刚度随位移加载幅值变化的关系曲线如图7所示。

由图7可知, 各试件在整个加载过程中刚度退化持续、均匀。

1) 试件S2与试件S1的刚度退化曲线基本重合。

2) 试件S4与试件S1相比, 试件S4虽初期刚度较低, 但加载后期的刚度退化率低于试件S1;试件S4的双向刚度有明显差异。

承载力退化^[12,13]指试件承载力随加载循环次数的增加而降低的特性, 试件的承载力退化可以用承载力降低系数η表示。承载力降低系数η指同一位移幅值下最后一次循环的峰值点荷载值与第1次循环的峰值点荷载值之比。试件承载力退化曲线如图8所示。

由图8可知, 各试件承载力降低系数随位移绝对值增加而减小。其中, 试件S2, S4的承载力退化程度略低于试件S1。主要原因为:试件S2中布置的栓钉、试件S4的腹板开洞措施, 增强了钢骨与混凝土的连接能力, 使构件在加载过程中受力性能稳定发挥。

构件的能量耗散能力以荷载-位移滞回曲线所包围的面积衡量, 根据荷载-位移滞回曲线可定量计算出试件加载过程中每周的能量耗散及等效黏滞阻尼系数^[11,12,13]。每周耗能-加载历程曲线、累积每周耗能-加载历程曲线、等效黏滞阻尼系数-周数曲线分别如图9～11所示。

由图9可知:

1) 随着顶点位移增加, 各试件每个循环耗能明显增大。

2) 相同顶点位移情况下, 试件S1的耗能能力最优, 试件S2次之, 试件S4耗能较差。该耗能趋势可由滞回曲线特性解释:试件S1, S2的滞回环饱满, 而试件S4的滞回环与其余试件相比滞回环较扁, 耗能能力略低。

由图10可知, 随着位移增加, 各试件累积循环耗能明显增长;加载前期, 相同位移情况下, 各试件累积循环耗能相近;加载中后期, 相同顶点位移情况下, 试件S1, S2的累积循环耗能相近, 均大于试件S4的累积循环耗能, 该趋势与循环耗能随加载历程变化趋势一致。

由图11可知, 各试件的等效黏滞阻尼系数基本随着周数的增加呈阶梯上涨的趋势, 除最后一级加载外, 每级加载下的等效黏滞阻尼系数较稳定。

1) 标准试件S1在加载后期的黏滞阻尼系数比其余2个构件要高, 耗能特性更优。

2) 栓钉试件S2在加载前期的黏滞阻尼系数较高, 表明该构件在弹性及弹塑性阶段较好的耗能能力。

3) 腹板开洞试件S4在耗能性能方面较试件S1略差。

4) 各试件最终临近破坏时的黏滞阻尼系数均>0.4, 表明均有良好的耗能能力。

1) 由于PEC短肢剪力墙构件剪跨比较大 (λ=2.5) , 且混凝土被纵向钢翼缘切割成相互独立的混凝土细长柱, 除试件S4外, 其余各试件的最终破坏形式均表现为典型的压弯破坏, 3个试件试验所得顶点的荷载-位移滞回曲线均饱满, 耗能能力较优。

2) 连接各竖向加劲肋的缀条对PEC短肢剪力墙构件的受力性能影响显著, 一旦缀条焊点发生断裂, 相应位置处钢翼缘失去面外约束, 导致局部屈曲发展很快, 使该区域混凝土约束效应丧失, 轴向承载力下降而迅速压溃, 构件抗侧承载力迅速下降。

3) 由骨架曲线可知, 腹板布置栓钉对构件早期抗侧刚度及承载力的影响并不明显。

4) 腹板开洞对试件的受力特性及破坏模式影响较大。由于试件S4左右两侧开洞高度的不对称, 其双向峰值承载力有较大差异, 导致构件水平承载力无法得到充分发挥, 若PEC短肢剪力墙考虑采用该构造措施, 则需优化洞口布置并采用一定构造措施, 保证最下部洞口所在截面不先于构件底部发生破坏。