装配式内藏钢桁架混凝土剪力墙抗震性能试验研究

汪梦甫，武文博，刘泽龙，郭圣祈

（湖南大学土木工程学院，湖南 长沙 410082）

引言

对于高层建筑而言，地震作用产生的水平荷载及侧移是设计的关键因素和控制指标。我国高层建筑的抗震构件广泛采用钢筋混凝土剪力墙结构，剪力墙不但承载力高，抗侧刚度大，而且整体性比较好，但是变形能力和延性较差。曹万林等［1-2］基于提高剪力墙变形能力和延性的目的，提出了内藏钢桁架混凝土剪力墙，即在混凝土剪力墙中设置钢桁架，组成包含2种材料及不同受力体系的新结构型式。该种剪力墙中钢桁架由内置在剪力墙暗柱中的弦杆和内置在墙身中的腹杆组成，弦杆和腹杆通常选择型钢、钢管或钢板等，通过焊接的方式形成一榀钢桁架。钢桁架能够与混凝土协同作用，制约混凝土裂缝的开展并使裂缝分布范围扩大，混凝土为钢桁架提供侧向支撑，防止其受压扭曲失稳，充分发挥了钢材的材料力学性能，因此内藏钢桁架混凝土剪力墙的抗震性能显著提高，具有良好的发展态势。

相关学者对内藏钢桁架混凝土剪力墙的抗震性能进行了大量的试验研究及有限元分析，相应的研究工作取得了一定进展。曹万林等［3-7］对内藏钢桁架混凝土剪力墙进行了系列试验，研究明确了剪跨比与该种剪力墙之间的关系，最终得出结论：与普通剪力墙相比，无论是低剪力墙、中高剪力墙还是高剪力墙，内藏钢桁架混凝土剪力墙的水平承载力、延性、后期刚度均显著提高，裂缝分布区域更大，耗能能力也更高。在此基础上，曹万林等［8-10］探究了轴压比与内藏钢桁架混凝土剪力墙各项性能之间的关系，分别完成了低轴压比和高轴压比下内藏钢桁架混凝土剪力墙的试验，研究表明：增大轴压比后，剪力墙的开裂荷载、屈服荷载和极限荷载得到提高，但是其变形能力有所下降。WU Yuntian等［11］为了探究钢桁架含钢率对内藏钢桁架剪力墙的影响，对3 个预埋钢桁架高强混凝土剪力墙进行试验研究及有限元分析，结果表明：提高钢桁架弦杆配钢率可以有效提高组合剪力墙刚度和承载力，提高钢桁架腹杆支撑配钢率可以提高组合剪力墙的耗能能力。李国强等［12］对相关试验研究进行了有限元补充分析，通过ANSYS软件完成了型钢桁架混凝土剪力墙的建模与参数分析，研究了低剪力墙和中高剪力墙的极限状态和骨架曲线。王卫永等［13］提出了一种装配式内置单向斜腹杆钢桁架剪力墙，利用ABAQUS 对13 个预制钢桁架-混凝土剪力墙进行了数值模拟，分析了轴压比、钢桁架含钢率等对预制钢桁架混凝土剪力墙的影响。

未来建筑行业的发展离不开产业化和现代化，装配式体系的应用是实现建筑产业化和现代化的重要基础。混凝土剪力墙中内藏钢桁架能够显著提高剪力墙的各项抗震性能，但是目前尚缺乏对于装配式内藏钢桁架混凝土剪力墙的研究。为了顺应国家建筑产业化的发展，进一步提高装配式剪力墙的抗震性能，文中提出并设计了1 片H 型钢竖向连接采用翼缘顶底角钢栓接、腹板胶-螺混合连接的暗柱内置H 型钢装配式内藏钢桁架混凝土剪力墙和1片圆钢管竖向连接采用端板焊接的暗柱内置圆钢管装配式内藏钢桁架混凝土剪力墙，通过对2 片墙进行低周反复加载试验，研究了装配式内藏钢桁架混凝土剪力墙的破坏特征、滞回曲线、刚度退化和耗能能力等抗震性能，试图为该类装配式剪力墙的工程应用提供技术支持。

1 试验概况

1.1 试件设计

本试验设计了2 片装配式内藏钢桁架混凝土剪力墙试件，分别命名为PSRCW1 和PSRCW2，其中PSRCW1 为暗柱内置H 型钢装配式内藏钢桁架混凝土剪力墙，PSRCW2 为暗柱内置圆钢管装配式内藏钢桁架混凝土剪力墙。2个试件截面尺寸均为1 000 mm×160 mm，剪力墙高为1 450 mm，墙顶设置加载梁，加载梁高350 mm，剪跨比为1.625，轴压比为0.1。混凝土均采用C30自密实混凝土，墙身布置D10@200的水平分布钢筋和D10@150的竖向分布钢筋，剪力墙两端分别设置200 mm的暗柱，剪力墙每侧暗柱范围内纵筋采用6根直径为6 mm的HRB400级钢筋，暗柱箍筋采用直径为6 mm的HPB300级钢筋，详见图1。

2片剪力墙内均含钢桁架，钢桁架由H型钢或圆钢管与X形钢板暗支撑焊接而成，X型钢板暗支撑厚5 mm，两侧焊有斜向抗滑移钢筋，PSRCW1几何尺寸及配筋见图1，PSRCW2几何尺寸及配筋与PSRCW1相同，只是暗柱范围型钢及连接方式不同，PSRCW1 H 型钢竖向连接大样见图2，PSRCW2圆钢管竖向连接大样见图3。PSRCW1 暗柱内置由钢板焊成的H 型钢，尺寸为HW50×50×3×4，H 型钢翼缘外侧焊有斜向抗滑移钢筋，竖向连接采用翼缘顶底角钢M10高强螺栓连接，角钢采用∟70×70×6，腹板采用M8高强螺栓连接，连接板尺寸为30 mm×120 mm，厚度为4 mm，为了缓解腹板螺栓孔处的应力集中效应，提高腹板处螺栓连接承载力，在连接板内侧均匀涂抹0.5 mm 厚的结构胶［14］。PSRCW2 暗柱内置60×2.5 的圆钢管，圆钢管外侧焊有竖向抗滑移钢筋，竖向连接采用端板焊接，端板尺寸为110 mm×80 mm，厚度为8 mm。

图1 PSRCW1几何尺寸及配筋Fig.1 Dimensions and reinforcement details of PSRCW1

图2 PSRCW1 H型钢竖向连接大样Fig.2 Vertical connection sample of PSRCW1 H-shaped steel

图3 PSRCW2圆钢管竖向连接大样Fig.3 Vertical connection sample of PSRCW2 circular steel tube

1.2 材料力学性能

由于试件截面尺寸较小且内部含有较多钢构件，需浇筑流动性较好的C30 自密实混凝土。依据相关规范［15］，结合本课题组多年来在剪力墙中对自密实混凝土的应用［16-17］，配合比设计为水泥∶水∶砂子∶石子∶减水剂∶粉煤灰=1∶0.6∶2.7∶2.81∶0.018∶0.53。配制C30 自密实混凝土时，为保证较好的流动性，对各组分进行了相关的规定，此次制作时水泥选用P.O 42.5普通硅酸盐水泥，砂子选用含泥量在3%以下的中砂，石子粒径控制在5～16 mm，减水剂选用聚羧酸高效减水剂，粉煤灰选用I 级粉煤灰。对配制的自密实混凝土进行自密实性能试验，测得的相关参数见表1。浇筑混凝土时预留3个边长为150 mm的立方体试块，在湖大土木学院实验中心完成材性试验，测得的混凝土立方体抗压强度见表2。剪力墙试件分布钢筋和暗柱纵筋均采用HRB400 级钢筋，暗柱箍筋使用HPB300 级钢筋，钢板暗支撑、H 型钢、角钢、连接板、圆钢管和端板均采用Q235级钢，M8、M10螺栓选用10.9级高强螺栓。钢材力学性能见表3。

表1 自密实混凝土性能参数Table 1 Performance parameters of self-compacting concrete

表2 混凝土材料力学性能Table 2 Mechanical properties of concrete

表3 钢材材料力学性能Table 3 Mechanical properties of steel

1.3 试件浇筑制作

PSRCW1试件的制作过程如下：

（1）预制基础梁

绑扎纵筋、箍筋、插筋和焊有顶底角钢的H 型钢。在基础梁顶端设预留槽口，支模并浇筑基础梁，在基础梁与剪力墙连接处做拉毛处理。

（2）预制墙体及加载梁的制作

在钢板暗支撑及H 型钢翼缘外表面焊斜向抗滑移钢筋，将角钢焊接在H 型钢翼缘端部，保持平齐。制作钢筋笼：绑扎水平钢筋和竖向钢筋以及暗柱纵筋和暗柱箍筋，竖向钢筋伸入加载梁中300 mm，末端135°弯钩，绑扎剪力墙底部螺旋箍筋及钢筋网片，绑扎加载梁纵筋和箍筋。插入H 型钢和X 形钢板斜撑，然后用双面角焊缝焊接H型钢与X形钢板暗支撑形成钢桁架。预留必要缺口，支模并浇筑C30自密实混凝土。

（3）拼接装配并后浇成型

将预制墙体吊装就位，暗柱纵筋与插筋搭接，竖向分布钢筋及相应的插筋搭接并置于螺旋箍筋内，上方与下方的H 型钢端部采用高强螺栓将焊接在翼缘的角钢连接，腹板通过连接板及高强螺栓连接，并在连接板内侧涂抹结构胶增强该处连接［18］。缺口处支模，浇筑C30自密实混凝土。试件制作现场见图4。

图4 试件制作现场Fig.4 The specimen manufacturing site

PSRCW2 试件与PSRCW1 制作过程相似，只是将暗柱内置的H 型钢更换为圆钢管，微调钢板暗支撑大小，竖向连接通过一块钢端板将上下圆钢管焊接连接。

1.4 试验装置及加载制度

在湖大结构实验室完成本次试验，试验加载装置如图5 所示。试验时PSRCW1 和PSRCW2 轴压比均为0.1，即竖向压力为230 kN，竖向压力通过1 台50 t液压千斤顶施加，千斤顶上设置力传感器、球铰，千斤顶下设置分配梁、滚轴，试验中实时监控竖向力，保持轴压不变。通过1 台50 t 电液伺服作动器与剪力墙试件相连并施加荷载，为保证荷载水平且稳定传力，作动器与加载梁中心保持水平，加载梁两侧端板螺栓应拧紧。使用压梁和顶梁等固定试件基座。

图5 试验加载装置Fig.5 Test setup

本次试验加载通过位移控制，加载制度如图6 所示。第一级加载幅值为0.5 mm，每级取0.5 mm 的位移增量，循环加载一次。当试件的位移幅值达4 mm 后，每级取2 mm 的位移增量，循环加载2 次。当试件的位移幅值达12 mm 后，每级取3 mm 的位移增量，循环加载2 次。结束试验的标志为剪力墙试件不适合继续加载或承载力下降至峰值承载力的85%。

图6 加载制度Fig.6 Loading system

1.5 测量内容及测点布置

本次试验中，需要分别测量记录试件加载点处的水平位移及相应的荷载，试件的轴向荷载，基础梁由于锚固不足引起的位移，钢筋及钢板等在试验过程中的应变。试件加载点处的水平位移通过150 mm 直线位移传感器来测量，相应的荷载由控制作动器的POPWARE_M2 软件记录。试件所受轴向荷载由力传感器采集观测。试件发生的平动和转动分别通过基础梁侧方和上方的电子百分表来测量。剪力墙与基础梁的相对滑移通过基础梁中部上表面布置的电子百分表来测量。通过DH3818应变测量系统采集钢筋及钢板等测点处的应变，试件PSRCW1应变片布置如图7所示，PSRCW2与PSRCW1类似，这里不再列出。

图7 PSRCW1应变片布置Fig.7 Strain gauge arrangement of PSRCW1

当位移达到每级第1圈的位移幅值时，观察试件裂缝发展情况并用马克笔在墙面标注。

2 试验结果及分析

2.1 试验现象及破坏形态

对于试件PSRCW1，当顶点水平位移加载至2.1 mm 前，试件处于弹性阶段，表面未出现裂缝。当顶点位移加载至2.1 mm 时，距墙底部150 mm 处出现首条水平弯曲受拉裂缝，随着荷载增大，受拉裂缝不断增多且向中间延伸，同时预制部分与后浇部分交界面出现水平裂缝。当顶点位移加载至10.3 mm时，墙身中部水平裂缝发展成为斜裂缝，墙角部位出现竖向短裂缝，H 型钢下部达到屈服应变值。当顶点位移加载至15 mm时，斜裂缝不断发展并交叉，预制与后浇部分交界面水平裂缝连通。当加载至24.5 mm时，荷载达到峰值，剪力墙两侧暗柱范围处与基座上表面脱开，但未发现墙身与基础梁有明显错动。当顶点位移加载33.5 mm时，墙身下部出现较多竖向短裂缝，墙角两侧混凝土被压碎脱落，水平荷载下降至峰值荷载的85%以下，加载结束。

对于试件PSRCW2，当顶点水平位移加载至1.5 mm前，试件未开裂。当顶点位移加载至1.5 mm时，预制与后浇部分交界面率先出现水平裂缝，裂缝长度约为墙身宽度1/3，墙身中下部也出现较短的水平裂缝。当顶点位移加载至8.1 mm时，墙身中部出现首条斜裂缝，同时水平裂缝不断增多且向中部延伸，圆钢管下部达到屈服应变值。当顶点位移加载至10.1 mm 时，预制与后浇部分交界面水平裂缝连通。当顶点位移加载至12.1 mm时，斜向剪切裂缝不断发展并交叉，在墙身与基座连接处发现水平裂缝贯通。当顶点位移加载至18.3 mm时，荷载达到峰值，墙角一侧压碎，竖向连接端板焊缝崩开。超过峰值后，墙身不再出现裂缝，变形主要为墙身根部裂缝的张开与闭合，并在加载至27.1 mm时水平荷载下降至峰值荷载的85%以下，加载结束。

试验结束后两片墙的裂缝分布及墙角破坏形态及见图8。综合上述试验现象，两片装配式内藏钢桁架混凝土剪力墙的开裂位移、钢桁架屈服点接近，墙身裂缝开展形态相似，满足中高剪力墙的破坏特点，以弯剪破坏为主。只是达到峰值后，暗柱内置H 型钢装配式内藏钢桁架混凝土剪力墙与基础梁未发生明显错动，贯通裂缝较小，两侧墙角均被压碎，而暗柱内置圆钢管装配式内藏钢桁架混凝土剪力墙端板焊缝处发生破坏，剪力墙与基础梁发生错动，贯通裂缝较大，仅有一侧墙角被压碎。

图8 试件破坏形态及裂缝分布Fig.8 Failure modes and cracking patterns of specimens

2.2 滞回曲线及骨架曲线

本次试验得到的PSRCW1、PSRCW2的位移-荷载滞回曲线如图9 所示。由图可知：各试件在正负向加载时滞回曲线基本对称。试件屈服前滞回曲线特征基本一致，滞回环狭长，耗能较少。试件屈服后滞回环基本为饱满的梭形，耗能能力得到提升。试件位移增大后，剪切斜裂缝逐渐出现，滞回环由梭型变为反S形，面积不断增大，试件具备良好的耗能能力。PSRCW2的滞回环在破坏时变为Z形，墙身发生较大滑移。两片墙的滞回曲线均存在一定的捏缩现象，试件PSRCW2的捏缩现象更明显。试件PSRCW1的承载能力和整体性更好。

图9 试件滞回曲线Fig.9 Hysteresis loops of specimens

连接滞回曲线中各级加载第一圈的峰值点，得到两片墙的骨架曲线，如图10 所示。由图可知：两片墙的骨架曲线在PSRCW2 承载力达到峰值前基本重合，开裂前各试件骨架曲线为直线。开裂后骨架曲线斜率减小，剪力墙刚度发生退化。PSRCW1 的峰值承载力较高，这是由于PSRCW2 竖向连接的端板焊缝发生破坏，墙身与基础梁产生较大贯通裂缝，影响了构件的极限承载力。在峰值承载力前后，PSRCW1 曲线较为平缓，承载力更为稳定，具有更好的延性。

图10 试件骨架曲线Fig.10 Skeleton curves of specimens

2.3 抗侧承载力及变形能力

本次试验中试件PSRCW1、PSRCW2的特征荷载和特征位移见表4和表5。其中，Fcr和Δcr为加载时出现首条裂缝时的荷载及位移。Fy和Δy为通过能量等值法计算得出的屈服点时的荷载和位移。Fu和Δu为水平荷载下降至峰值荷载的85%时的荷载及位移。剪力墙塑性变形的能力由位移延性系数μ来衡量，其表达式为：

表4 试件特征荷载Table 4 Characteristic loads of specimens

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

分析表4和表5可知：试件PSRCW1和PSRCW2的开裂荷载Fcr、开裂位移Δcr、屈服荷载Fy、屈服位移Δy比较相近，表明2 片装配式内藏钢桁架混凝土剪力墙在屈服前性能基本类似，原因是2 片剪力墙的配筋率、暗柱配钢率基本相同。屈服荷载均值依次为257.94、264.17 kN，峰值荷载均值依次为346.20、313.74 kN，PSRCW1 的峰值承载力比PSRCW2 高10.3%，由此可计算出屈强比依次为74.5%、84.2%，说明2 个试件均具备一定的承载力储备，对大震不倒是有利的。

我国规范［19］规定剪力墙弹塑性位移角的限值为1/120。试件PSRCW1 和PSRCW2 的极限位移角均值分别为1/43、1/54，均符合规定。位移延性系数分别为3.91、3.45，PSRCW1 的位移延性系数比PSRCW2 大13.3%，说明竖向连接采用翼缘顶底角钢栓接、腹板胶-螺混合连接的方式比竖向连接采用端板焊接的方式对改善剪力墙延性提升更大。

文中将残余位移定义为滞回曲线各级加载第1 次卸载至水平荷载为零时对应的位移，统计得到各试件的残余位移角如图11 所示。由图可知：各试件在屈服前残余变形很小，均保持在0.2%以内，屈服后残余变形迅速增大。加载结束后，PSRCW1 和PSRCW2 的残余位移角分别为0.78%、1.18%，PSRCW1 的残余变形更小，这是由于H 型钢翼缘外表面为平面，可以焊接斜向钢筋条，较好的抵抗H 型钢在混凝土中的滑移。圆钢管外表面为曲面，并且焊接面积较小，只能在与旋转轴平行的方向焊接竖向钢筋条，可以在一定程度上抵抗圆钢管在混凝土中的滑移，因此从焊接钢筋条锚固的方式上来看，H 型钢的锚固方式更为牢靠；H 型钢的竖向连接采用翼缘顶底角钢螺栓连接、腹板胶螺连接，在剪力墙装配拼接时，螺栓连接施工质量容易得到直观的保证，而圆钢管竖向连接采用端板焊接连接，装配拼接时，焊缝施工质量受工人施工技术影响较大，焊缝的质量不易得到控制和保证，试件PSRCW2在加载后期端板焊缝发生破坏。因此文中H 型钢的锚固和连接方式更为牢靠，能更好的传递应力。

图11 试件残余变形曲线Fig.11 Residual deformation curves of specimens

2.4 刚度退化

在循环反复荷载作用下，混凝土结构产生损伤，刚度出现退化。根据《建筑抗震试验规程》（JGJ/T 101-2015）［20］规定割线刚度Ki的计算公式为：

式中：Ki为第i级加载的刚度；±Fi为第i级加载的正负向峰值荷载，±Δi为第i级加载的正负向峰值位移，取每级加载的第1圈进行计算。两片墙的刚度退化曲线如图12所示，分析结果表明PSRCW1和PSRCW2的刚度退化总体趋势相近。加载前期，试件由于混凝土开裂，刚度退化较快。钢桁架及暗柱纵筋进入屈服阶段后，刚度退化曲线趋于平缓。试件PSRCW1 和PSRCW2 的初始刚度分别为77.60、100.14 kN/mm，PSRCW2 的初始刚度较大，这是由于圆钢管在轴压作用下发挥了对混凝土的约束作用。试件PSRCW1和PSRCW2在极限位移时的刚度分别为8.74、9.75 kN/mm，下降为初始刚度的11.2%和9.74%，且PSRCW1 的极限位移更大，试件PSRCW2的刚度退化更快。

图12 试件刚度退化曲线Fig.12 Stiffness degradation curves of specimens

2.5 耗能能力

耗能能力一般通过等效粘滞阻尼系数和累积耗散能量来衡量。等效粘滞阻尼系数ζeq的计算示意图如图13所示，计算公式为：

图13 等效粘滞阻尼系数计算示意图Fig.13 Calculation diagram of equivalent viscous damper factor

式中：ED表示各级加载第1 圈滞回环包围的面积，即图13 中曲线ABCDA包围的面积；ES为各级加载第1 圈正负向峰值点对应的三角形面积之和，即图13中三角形OBE与ODF面积之和。

各试件等效粘滞阻尼系数曲线如图14 所示，由图可知：试件PSRCW1 和PSRCW2 的等效粘滞阻尼系数的总体变化趋势相似，均随着位移的增大而增大。试件PSRCW1 和PSRCW2 的最大等效粘滞阻尼系数依次为0.113、0.125。加载前期试件PSRCW1 和PSRCW2 混凝土内部微裂缝及表面裂缝的产生引起了剪力墙刚度及单圈耗能的突变，因此在加载前期曲线均存在起伏；加载中期两试件钢桁架屈服，曲线也会出现波动；再到中后期试件PSRCW1的等效粘滞阻尼系数曲线上下起伏是因为H 型钢竖向连接的螺栓处应力达到了预紧力限值，螺栓与螺孔发生相对错动，试件单圈耗能略微降低，达到一定程度后螺栓与螺孔不再发生相对错动，因此试件单圈耗能继续提升，曲线表现出略微波动；加载后期试件PSRCW2 等效粘滞阻尼系数曲线急剧下降是由于PSRCW2 中圆钢管端板竖向连接的焊缝发生破坏，影响到了圆钢管的锚固性能，试件产生相对基座的滑移，因此PSRCW2在加载后期单圈耗能突然降低，等效粘滞阻尼系数减小。

图14 等效粘滞阻尼系数Fig.14 Equivalent viscous damper factor

PSRCW1 和PSRCW2 的累积耗能如图15 所示。由图可知：试件PSRCW1 和PSRCW2 的累积耗散能量随位移的增大而增大，在各试件加载至屈服位移后增长较快，在PSRCW2 峰值点附近时试件PSRCW2 的等效粘滞阻尼系数略大，是因为这时圆钢管竖向连接端板处焊缝发生破坏，试件PSRCW2 在加载时发生较大变形，剪力墙墙身产生较多裂缝，耗能得到提升，因此PSRCW2 在这一阶段的累积耗能也较大，但因为PSRCW2 峰值点和极限点提前，导致达到极限位移时试件PSRCW1 和PSRCW2 的累积耗散能量分别为73 707.03 kN· mm、50 638.31 kN· mm，PSRCW1 的累积耗能比PSRCW2 提高了46%，说明暗柱内置H 型钢装配式内藏钢桁架混凝土剪力墙发生较大位移时能更好的吸收和耗散能量。

图15 累积耗散能量Fig.15 Cumulative energy consumption

2.6 应变分析

根据材性试验计算可知PSRCW1和PSRCW2中H型钢、圆钢管、暗柱纵筋的屈服应变分别为1 510×10-6、1 442×10-6、2347×10-6，选取Y1、Y2、A1、A2 处应变进行分析，当钢材破坏后应变片数值迅速增大，因此只对4 000×10-6以下数据进行分析，得到PSRCW1和PSRCW2的钢材应变骨架曲线如图16、图17所示。

由图16、图17 可知，PSRCW1 和PSRCW2 中钢材的应变均随着水平位移的增大而增大。当PSRCW1 水平位移加载至8.1 mm时，暗柱纵筋A1处达到屈服应变；加载至10.3 mm时，下部H型钢Y1处达到屈服应变，加载至12.2 mm时，暗柱纵筋A3处达到屈服应变。当PSRCW2水平位移加载至8.1 mm时，暗柱纵筋A1及下部圆钢管Y1处达到屈服应变；当加载至12.1 mm 时，暗柱纵筋A3处达到屈服应变。两试件中钢材的屈服顺序基本为暗柱最外侧纵筋先屈服，然后钢桁架下部屈服，最后暗柱内侧纵筋屈服，由此可见钢桁架的加入改善了墙体传力路径，为剪力墙增加了一道抗震防线。

图16 PSRCW1钢材应变骨架曲线Fig.16 Steel strain skeleton curves of PSRCW1

图17 PSRCW2钢材应变骨架曲线Fig.17 Steel strain skeleton curves of PSRCW2

PSRCW1中钢桁架在Y1和Y2处应变变化规律相近，曲线未出现较大背离，这说明上下H型钢在破坏前能够协同变形，竖向顶底角钢复合连接能够较好的传递应力；PSRCW2在未达到峰值位移前，钢桁架在Y1和Y2处的应变同步增大，达到峰值位移后，由于圆钢管竖向连接端板焊缝发生破坏，Y1处的应变继续增大，而Y2处应变基本不变。

3 数值分析

3.1 ABAQUS模型

采用ABAQUS 软件对试件PSRCW1 和PSRCW2 建模，混凝土及钢桁架均采用C3D8R 实体单元，钢筋采用T3D2桁架单元。文中混凝土选用塑性损伤模型，并采用《混凝土结构设计规范》［21］提供的C30混凝土本构关系，钢材采用双折线本构模型。

对模型设置相互作用时，加载梁与预制墙体部分连接处变形较小，因此加载梁与预制墙体部分的采用Tie 连接。试验时预制墙体部分与后浇墙体部分连接处出现连通裂缝和轻微滑移，后浇墙体部分与基础梁连接处试验时出现贯通裂缝和滑移。因此这两处的连接采用表面与表面接触，接触面法向选择硬接触，接触面切向方向选择罚函数模型，摩擦系数取0.8［22］。建模时不考虑钢桁架和钢筋在混凝土中的粘结滑移，钢桁架和钢筋通过Embedded 命令内置于剪力墙体中。PSRCW1 和PSRCW2 中钢桁架弦杆与腹杆焊接连接选用Tie连接进行模拟，PSRCW1中顶底角钢复合连接和PSRCW2中端板焊接连接采用表面与表面接触的相互作用进行模拟。

对模型施加边界条件和荷载，首先将基础梁底面固结，限制其平动和转动的6 个自由度，将墙体上部分节点处平面外位移设置为0，防止剪力墙平面外失稳。然后对墙体施加轴压，轴压比为0.1。最后对PSRCW1和PSRCW2模型进行单调水平加载。PSRCW1和PSRCW2的ABAQUS模型如图18所示。

图18 ABAQUS模型Fig.18 ABAQUS model

3.2 模型验证

通过单调加载得到PSRCW1 和PSRCW2 的骨架曲线，见图19。由图可知，PSRCW1 和PSRCW2 的ABAQUS 有限元模拟结果与试验结果大致吻合，曲线形状基本一致，与试验结果相比，模拟时试件刚度较大，上升段曲线相对较陡，下降段较为平缓。这是因为试验采用循环反复加载，混凝土产生了累积损伤，刚度发生退化，而模拟时为了提高计算效率，采用单调加载的方式；另外建模时钢筋骨架与钢桁架内嵌到混凝土墙体中，忽略了两者的相对滑移。因此ABAQUS 有限元模拟结果更为理想，试件的承载力和刚度略大。PSRCW1 模拟和试验时的峰值承载力分别为371.51、350.72 kN，模拟结果比试验结果大5.92%；PSRCW2 模拟和试验时的峰值承载力分别为339.69、316.43 kN，模拟结果比试验结果大7.35%，两试件模拟与试验结果相差均保持在10%以内，并且曲线走势均一致，可认为上述建模方法是有效的。通过有限元模拟进一步证明了暗柱内置H型钢装配式内藏钢桁架剪力墙的承载力更大，抗震性能更优。

图19 骨架曲线对比Fig.19 Skeleton curve comparison

4 结论

文中完成了1片暗柱内置H 型钢装配式内藏钢桁架混凝土剪力墙和1片暗柱内置圆钢管装配式内藏钢桁架混凝土剪力墙的低周反复加载试验，通过试验结果及数值分析得到以下结论：

（1）暗柱内置H型钢装配式内藏钢桁架混凝土剪力墙与暗柱内置圆钢管装配式内藏钢桁架混凝土剪力墙墙身裂缝开展形态相似，以弯剪破坏为主，暗柱内置H 型钢装配式内藏钢桁架混凝土剪力墙墙角破坏更严重，滞回曲线更为饱满，累积耗能更大。

（2）与暗柱内置圆钢管装配式内藏钢桁架混凝土剪力墙相比，暗柱内置H 型钢装配式内藏钢桁架混凝土剪力墙的承载力和延性得到提升，抗震性能更优。

（3）暗柱内置圆钢管装配式内藏钢桁架混凝土剪力墙的初始刚度更大，这是由于圆钢管在轴压作用下发挥了对混凝土的约束作用，但是后期刚度退化较快。

（4）暗柱内置圆钢管装配式内藏钢桁架混凝土剪力墙在水平荷载较大时，竖向连接端板处的焊缝发生破坏，墙底产生较大贯通裂缝，墙体发生滑移，残余变形更大。

（5）暗柱内置H 型钢装配式内藏钢桁架混凝土剪力墙采用翼缘顶底角钢栓接、腹板胶-螺混合连接的竖向连接方式能更好的传递应力，锚固和连接方式更为牢靠，实现了强节点-弱构件的设计目标，保证了预制剪力墙的整体性。

（6）利用ABAQUS有限元建模，与试验结果对比验证了模型的有效性。通过对比两试件模拟结果，进一步证明了暗柱内置H型钢装配式内藏钢桁架剪力墙的抗震性能更优。