墙趾可更换组合剪力墙抗震性能试验研究

2021-07-29黄元昭苏三庆宋江良徐善文

工程科学与技术 2021年4期

王威，黄元昭，苏三庆，宋江良，徐善文，李昱

(西安建筑科技大学土木工程学院，陕西西安 710055)

钢板混凝土组合剪力墙是一种新型剪力墙结构形式，目前，国内外学者针对钢板混凝土组合剪力墙抗震性能已经进行了大量的试验研究[1-3]。聂建国等[4]试验验证了低剪跨比双钢板-混凝土组合剪力墙相较普通钢筋混凝土剪力墙，受剪承载力更高，延性、耗能能力以及抗震性能更好。杨光等[5]对边缘构件和截面中部配置多根钢管的新型钢管混凝土组合剪力墙结构进行了试验研究，结果表明钢管可有效抑制墙体剪切斜裂缝的发展，其承载能力和极限变形能力均有显著提高。卜凡民等[6]进行了高轴压比下中高剪跨比双钢板-混凝土组合剪力墙的试验研究，得出剪力墙剪跨比越大其力学性能越稳定，而轴压比越大试件延性、耗能能力越差。由于平钢板面外刚度小，易产生平面外屈曲，李靓姣[7]提出正弦波形钢板墙并对其力学性能进行了有限元分析，提出了其抗压稳定承载力设计公式。Zhao等[8]经试验研究得到双波形钢板组合墙相比双平钢板组合墙，具有更高初始刚度、更大延性比和更优的耗能能力。

以上所述剪力墙均以压弯破坏为主要破坏模式，剪力墙最终因墙底钢板、边缘约束构件底端发生严重屈曲，墙趾混凝土压溃而失去承载能力，但剪力墙上部未出现严重破坏。根据可恢复功能结构及构件可更换[9-10]，毛苑君等[11]对带有可更换墙趾构件的剪力墙进行了抗震性能试验，研究表明该剪力墙的承载力略有下降，变形能力有所提高。Liu等[12]提出一种由屈曲软钢芯和灌浆材料混凝土填充管组合而成的拉压型脚部支座，并试验证明其具有良好的抗震性能。本文在前述文献基础上提出了一种带有可更换墙趾构件的波形钢板-混凝土组合剪力墙结构，主要方法是采用可更换墙趾构件取代墙趾处钢板、混凝土及边缘约束构件，实现在地震时结构塑性损伤主要集中于墙趾构件，而墙体不发生严重塑性破坏，震后通过更换墙趾构件实现结构功能的快速恢复的目的。设计并制作了2个剪力墙试件并对其进行低周反复加载试验，研究其功能可恢复性及抗震性能。

1 试验设计

1.1 试件设计

1.1.1 组合墙试件设计

本试验按1∶2缩尺比例设计并制作了编号为RSPCSW-H1（横向波纹）和编号为RSPCSW-V1（竖向波纹）的2个带有可更换墙趾构件的波形钢板混凝土组合剪力墙试件。以试件RSPCSW-H1为例，如图1所示。

图1 试件尺寸及构造Fig.1 Dimensions and details of specimens

剪力墙墙体横截面尺寸为1 300 mm×150 mm；墙体顶部加载梁截面尺寸为250 mm×400 mm，其内置型钢为HM244×175×7×11；墙体底部地梁截面尺寸为400 mm×500 mm，内置型钢为HM294×200×8×12。加载梁与地梁内置H型钢腹板均焊接加劲肋以提供足够刚度。墙体内嵌波形钢板顶部与底部分别与加载梁内置H型以及地梁内置H型钢焊接，并在左右两侧焊接方钢管作为竖向约束边缘构件，其规格为150 mm×150 mm×10 mm，方钢管上部伸入加载梁中，下部与地梁之间预留空间作为墙趾构件安置腔。根据《组合结构设计规范》（JGJ138—2016）[13]，为保证墙体内嵌波形钢板与混凝土协同工作，在内置波形钢板上采用梅花形布置形式焊接栓钉，其间距为150 mm×150 mm，规格为A8×60。试验时以0.15轴压比通过液压千斤顶对墙体施加500 kN竖向荷载；水平加载点位于加载梁中部，剪跨比取1.5。

2个试件内嵌波形钢板的主要设计参数见表1。其形式如图1（e）所示。为使加载梁和地梁具有足够承载力，在其内部配置C16纵向钢筋和A8@100箍筋。墙体的水平和竖向分布钢筋为双向双层配置，其中竖向分布钢筋为A8@150，水平分布钢筋为A8@200/100。水平分布钢筋加密区为剪力墙底部可更换墙趾高度区域，如图1（b）所示。

表1 试件基本参数Tab. 1 Parameters of specimens

1.1.2 可更换墙趾区域确定

参照本课题组前期所做的波形钢板混凝土组合剪力墙试验[3]，试件实测的等效塑性区域尺寸如表2所示。依据变形协调原理与平截面假定，假定组合剪力墙塑性区域集中于其底部截面，当剪力墙达到变形极限状态时，其底部截面等效塑性区域高度为hp，在此范围内剪力墙截面塑性曲率φp=φu-φy[14]均相同，φu、φy分别为剪力墙底部截面最大曲率和屈服曲率。

表2 等效塑性区域尺寸和极限位移角Tab. 2 Dimensions of equivalent plastic region and angle of extreme displacement

可更换墙趾区域宽度应为墙体底部截面达到极限曲率时，墙趾混凝土压应变超过εx的区域，如式（1）所示：

根据Paulay等[15]的研究，钢筋混凝土剪力墙的等效塑性区域高度经验公式如式（2）所示：

式中，hw为剪力墙宽度。

假定剪力墙在地震作用下所产生的满足变形协调条件的变形量主要集中在可更换墙趾区域，则可更换区域应包含塑性铰区域，即

式中，hc为剪力墙可更换区域高度。

最终，根据式（1）和（2）可计算可更换墙趾区域范围，θu参考《钢板剪力墙技术规程》（JGJ/T380—2015）[16]，取1/80，计算得到lc为295 mm，hc为337 mm。对照表2试验试件实测等效塑性区域，可见其理论计算值略大于试验值，具有一定可靠性。由于在罕遇地震作用下，破坏部位会向剪力墙非更换区域转移，同时，考虑到可更换构件加工工艺及可更换实施可行性，本文取lc为280 mm，hc为350 mm。

1.1.3 可更换墙趾构件设计

本试验采用的墙趾构件是一种拉压型金属减震支座，其由2片波形钢板、1个十字加劲板以及上、下端板组成，其中波形钢板分别与上下盖板焊接，十字加劲板比波形钢板的高度小5 mm，且仅与下盖板焊接，以避免因波形钢板失稳引起剪力墙倾覆，其构造示意如图2所示。上、下端板上预留螺栓孔，使其与预埋在墙体中的连接板采用高强螺栓连接。

图2 可更换构件示意图Fig.2 Configuration of replaceable dampers

1.2 材料性能

本文试件浇筑所用混凝土强度等级均为C35，试件浇筑同时制作6个边长为150 mm的标准立方体试块，并将其与组合剪力墙试件同条件养护。遵照《普通混凝土力学性能试验方法标准》[17]的要求，得到混凝土立方体试样抗压强度实测平均值为49.11 MPa。根据《钢及钢产品力学性能试验取样位置及试样制备》（GB/T2975—1998）[18]的相关规定，从试件所用钢材母材中取料并且加工成标准拉伸试样，并对其进行静力拉伸试验，得出钢材材料性能如表3所示。

表3 钢材力学性能Tab. 3 Mechanical property of steel

1.3 测点布置

本次试验的主要测量内容为：在水平低周反复荷载作用下，试件RSPCSW-H1和RSPCSW-V1的顶部、中部及底部的侧向位移；可更换墙趾构件竖向位移；内置波形钢板和方钢管应变变化情况、可更换墙趾构件应变分布规律等。图3、4为试件位移及应变测点布置示意图。其中位移计H-6布置在地梁东侧中心，监测加载过程中地梁的滑动，用于修正加载梁和墙体的侧向位移数据。此外，在墙体内嵌波形钢板图示相应位置布置16个应变片，在可更换墙趾构件波形钢板和两侧竖向约束边缘构件方钢管图示相应位置分别布置10个和8个应变片，以监测钢材相应位置应变及塑性发展变化。

图3 剪力墙墙体测点布置图Fig.3 Measuring point arrangement for shear wall

图4 可更换墙趾构件测点布置示意图Fig.4 Measuring point arrangement for replaceable wall toe member

1.4 试验装置及加载制度

1.4.1 试验装置

试验加载装置如图5所示。在试件加载梁顶部布置钢分配梁并通过竖向液压千斤顶对墙体施加均布轴向压力。墙面两侧中部设置钢梁及滑轮等构件提供侧向支撑，以防止墙体发生面外变形；试件地梁上侧两端架设压梁并通过丝杆与试验台座连接锚固；试件水平往复荷载由MTS液压伺服加载系统施加，其作动器与加载梁通过丝杆和加载梁两端夹板连接。

图5 加载装置Fig.5 Loading equipment of specimen

1.4.2 加载制度

本试验采用力-位移混合控制加载制度，如图6所示。其水平向加载各阶段如下所述：

图6 加载制度示意图Fig.6 Loading system diagram

1）屈服前阶段：初始水平荷载为50 kN，荷载增量为50 kN，每级荷载循环一次；

2）可更换墙趾构件更换阶段：当试件顶点水平力-位移曲线出现明显转折时，即视为试件屈服，其对应位移为屈服位移。此时，加载改为位移控制，每级位移循环加载3次，位移增加梯度为屈服位移的整数倍。当试件顶点位移角达到《建筑抗震设计规范》（GB50011—2010）所规定剪力墙结构最大层间位移角1/100[19]或墙趾构件波形钢板出现较大屈曲时，停止加载，更换墙趾构件；

3）极限破坏阶段：按屈服位移的整数倍循环加载，每级位移循环3次；

4）下降阶段：按屈服位移的整数倍循环加载，每级位移循环3次。当出现下列情况之一时停止加载：（a）水平承载力下降到峰值的85%；（b）出现明显的破坏现象；（c）竖向荷载突然下降或竖向有明显变形。

2 试验过程及现象

为便于描述试验现象，规定作动器对试件施加推力为正向加载（东侧），施加拉力为负向加载（西侧）。试件受力过程根据其加载制度及试验现象可分为如下5个阶段：

1）弹性工作阶段。试件混凝土开裂前加载阶段，试件在此阶段其混凝土均无明显开裂现象，其水平荷载-位移关系曲线基本呈线性变化。

2）混凝土开裂及裂缝发展阶段。当试件RSPCSW-H1加载至+150 kN时，墙体西部可更换墙趾构件相邻混凝土处出现第一条水平裂缝，将此荷载定义为试件开裂荷载。当加载至+250 kN时，上述水平裂缝与水平方向成20°夹角斜向发展，且在墙趾构件高度以上墙面开始出现与水平方向夹角约为35°的较短斜裂缝。在此阶段，墙体裂缝主要集中于墙趾高度范围内，如图7（a）所示。试件RSPCSW-V1开裂荷载为+100 kN，其第一条裂缝位于试件西侧墙趾底部混凝土处，表现为长4.8 cm的短斜裂缝。随加载进行，试件东西两侧墙趾构件上端板角部混凝土均出现较长斜向裂缝，且试件墙趾高度以上区域墙面开始出现裂缝。相比试件RSPCSW-H1，试件RSPCSW-V1在此阶段裂缝发展区域比较分散，并未集中出现于剪力墙底部削弱部位，如图7（b）所示。

图7 各试件变形发展示意图Fig.7 Failure pictures of specimens

3）可更换墙趾构件屈服阶段。当试件RSPCSWH1加载至-300 kN，西侧墙趾构件波形钢板底部发生鼓曲，且试件荷载-位移曲线明显偏离直线，此时定义试件屈服，改力控制加载为位移控制加载。当加载至+19.5 mm第1圈时，东侧墙趾构件相邻混凝土出现竖向裂缝，长度约为25 mm；当加载至+19.5 mm第2圈时，东侧墙趾构件波形钢板出现面外鼓曲；当加载至+19.5 mm第3圈，墙趾构件高度范围内墙面4条主斜裂缝交汇于墙体中部，如图7（c）所示，且墙趾构件波形钢板面外鼓曲更加明显如图7（e）所示，此时试件位移角已达到1%，到达规范[19]所规定剪力墙结构最大层间位移角，故停止加载更换墙趾构件，此后试件命名为RSPCSW-H2。

试件RSPCSW-V1加载至+300 kN时，试件屈服，之后改为位移控制加载，当加载至+10.2 mm第1圈时，墙体削弱区域高度以上东侧中部出现一条长约100 cm的竖向裂缝，这是因为此处为内置波形腹板波峰处，混凝土保护层厚度较小。当加载至+10.2 mm第2圈时，东侧墙趾构件北侧波形钢板出现鼓曲现象。当加载至+14.1 mm第1圈时，试件东侧墙趾构件两片波形钢板均呈现鼓曲现象，且西侧墙片与底梁结合部位出现裂缝，并向墙体中部发展。当加载至+18 mm第3圈时，墙体主裂缝交叉呈50°角分布于墙体下部削弱区域内，两侧墙趾构件上端板角部混凝土处裂缝斜向发展并交汇于墙面中部，墙体裂缝开展情况如图7（d）所示；墙体两侧墙趾构件均出现明显变形，其中东侧墙趾构件波形钢板变形更为明显如图7（f）所示。此时试件位移角达到1%，停止加载并更换墙趾构件，此后试件命名为RSPCSW-V2。

4）更换墙趾构件后加载至屈服阶段。更换墙趾构件后，对各试件进行重新加载，由于累积损伤的存在，在更换后加载过程中，已损伤区域原有裂缝继续发展，个别区域出现新增裂缝。试件RSPCSW-H2与RSPCSW-V2均是加载至+300 kN时，其水平荷载-位移曲线明显偏离直线，试件进入屈服阶段，加载改为位移控制。

5）破坏阶段。当试件RSPCSW-H2加载至+26.4 mm第1圈时，东侧墙趾处混凝土出现轻微剥落现象，西侧墙趾构件波形钢板向北鼓曲；加载至-26.4 mm第1圈时，东侧墙趾构件波形钢板外缘下部向南鼓曲；当加载至+35.2 mm第1圈时，东侧墙趾构件波形钢板鼓曲明显，且发生整体扭转，其临近混凝土裂缝加深有剥落趋势；当加载至+35.2 mm第2圈时，剪力墙底部混凝土被裂缝分割成块状并伴随剥落，如图8（a）所示；加载至-35.2 mm第2圈时，西侧墙趾构件发生整体扭转失稳如图8（c）所示，其临近混凝土大面积剥落，混凝土与波形钢板丧失粘结能力，导致钢板外露，宣告试件破坏。

图8 各试件破坏示意图Fig.8 Failure pictures of specimens

当试件RSPCSW-V2加载至+25 mm第1圈时，东侧墙趾构件波形腹板发生鼓曲，且其相邻混凝土出现竖向裂缝；加载至-25 mm第2圈时，西侧墙趾构件波形钢板发生鼓曲；加载至+31.4 mm第1圈时，东侧墙趾构件波形腹板鼓曲加重；加载至-44.2 mm第2圈时，墙趾构件高度范围内，墙体混凝土呈现块状剥离，箍筋外露，且墙趾构件波形钢板发生严重鼓曲，如图8（b）与（d）所示；当加载至+50.6 mm时，试件承载力已降至峰值承载力的85%以下，宣布试件破坏，停止加载。

综上，各试件在更换墙趾构件后，在达到极限位移角前，与墙趾构件更换前试件试验现象无明显差别，且墙体裂缝集中于墙趾构件高度范围内，说明带有可更换墙趾构件的波形钢板混凝土组合剪力墙在循环往复外力作用下，当试件位移角达到1%时更换墙趾构件对剪力墙具有较好的修复作用。

3 试验结果及分析

3.1 荷载-位移滞回曲线与骨架曲线

各试件墙趾构件更换前后两次加载的荷载位移滞回曲线如图9所示。由图9可知：试件RSPCSW-H1与试件RSPCDW-V1的滞回曲线发展趋势基本相似，在加载初期墙体出现裂缝前均为线性发展即试件处于弹性工作阶段。随后，墙体出现混凝土开裂现象，墙趾构件波形腹板出现局部鼓曲变形，由此导致滞回曲线呈现出弯曲趋势并继续发展，表明试件整体刚度开始退化。在正反向加载过程中滞回曲线保持对称发展，承载力整体呈上升趋势。

图9 各试件荷载-位移滞回曲线Fig.9 Hysteretic loops of Load-displacement for each specimen

墙趾构件更换前后，在层间位移角发展至1%前，试件滞回曲线发展趋势基本吻合，说明各试件在墙趾构件更换前后的抗震性能基本保持不变。从图9可以看出试件RSPCSW-H2与试件RSPCEW-V2整体滞回曲线均存在一定的捏缩现象，这是由于在加载过程中，墙体混凝土与内嵌波形钢板之间存在一定的滑移现象。相比于试件RSPCSW-H2，试件RSPCSW-V2滞回曲线图形更饱满，试件屈服后的强化段也更长，承载力下降更缓慢，表现出了更优的变形能力和耗能能力。

图10所示为各试件骨架曲线。由图10可以看出试件RSPCSW-H2和RSPCSW-V2的骨架曲线均为S形，说明其均经历了弹性阶段，弹塑性阶段和塑性破坏阶段。由图10曲线斜率可知，试件RSPCSW-H1和RSPCSW-V1的刚度分别略大于试件RSPCSW-H2和试件RSPCSW-V2，这是由于试件在墙趾构件更换前加载阶段墙体混凝土出现了部分裂缝，混凝土和波形钢板之间可能存在一定的滑移即试件存在一定的累积损伤。

图10 各试件骨架曲线Fig.10 Skeleton curve of each specimen

3.2 抗侧承载力

表4列出了试件的开裂荷载Fcr、屈服荷载Fy、峰值荷载Fm及极限荷载Fu。试件的屈服荷载即对应试件屈服时水平力，屈服点可由Park法[20]得到。

表4 各试件的特征荷载Tab. 4 Characteristic load of each specimen

由表4可知：试件RSPCSW-H1开裂荷载大于试件RSPCSW-V1；试件RSPCSW-H2与试件RSPCSW-V2屈服荷载比试件RSPCSW-H1与试件RSPCSW-V1分别高出7.2%和12%。试件RSPCSW-V2的屈服荷载与峰值荷载比试件RSPCSW-H2分别高出22.4%和18.3%。

综上所述：在位移角达到1%时更换墙趾构件对剪力墙试件整体具有较好的修复作用；剪力墙内置波形钢板为横向波纹时的抗侧能力弱于竖向波纹，原因一方面是内置波形钢板横向波纹比竖向波纹刚度更小，另一方面，当承受水平剪力作用时，竖向波纹钢板与混凝土之间发生的滑移现象要弱于横向波纹。

3.3 变形能力

表5为各试件的开裂位移Δcr、屈服位移Δy、峰值位移Δm及极限位移Δu。结构屈服后变形能力由位移延性系数μ表征[21]，将平均极限位移与平均屈服位移作比得到平均延性系数， θu为试件极限位移角。同时，本文采用极限位移与墙高的比Δu∶H来反应试件的变形能力[22]。

由表5可知，试件RSPCSW-H2和RSPCSW-V2屈服位移比试件RSPCSW-H1和RSPCSW-V2分别平均增大37%和34%，说明由于累计损伤的存在，在墙趾构件更换后相较更换前，试件RSPCSW-H2比试件RSPCSW-V2刚度退化更明显，屈服位移增大幅度更大。试件RSPCSW-V2比试件RSPCSW-H2的平均极限位移角、平均位移延性系数和平均变形能力分别高出29.63%、28.69%和29.92%，说明剪力墙内置钢板为竖向波纹时，具有更优的变形能力。

表5 各试件的特征位移Tab. 5 Characteristic displacement of specimens

3.4 耗能能力

耗能能力可由等效黏滞阻尼系数ξeq表征。本文作出了各试件的等效黏滞阻尼系数-位移曲线、耗能（Ei）-位移曲线以及累积耗能-位移曲线如图11所示。

图11 各试件耗能能力曲线Fig.11 Graph of energy dissipation capacity for each

由图11可知：各试件在加载初期耗能和累计耗能增加缓慢；在位移角达到1%前，试件RSPCSW-V2相对试件RSPCSW-V1其耗能和累积耗能下降程度远小于试件RSPCSW-H2与试件RSPCSW-H1；位移角超过1%后，试件的耗能和累计耗能增长速率加快，且试件RSPCSW-V2的累积耗能为试件RSPCSWH2的4.4倍，说明试件内置波形钢板为竖向波纹时其耗能能力优于横向波纹；试件RSPCSW-H2和RSPCSW-V2在加载至位移角1.5%前，其等效黏滞阻尼系数-位移曲线发展趋势基本一致；位移角大于1.5%之后，试件RSPCSW-V2相较试件RSPCSW-H2其等效黏滞阻尼系数增长速率更为缓慢，说明试件RSPCSWV2的损伤小于试件RSPCSW-H2，刚度退化更缓慢。

表6列出了所有试件在屈服点、位移角1%点、峰值点以及极限点4个关键点时的等效黏滞阻尼系数。由表6可得：墙趾构件更换前后，在加载至位移角为1%时，试件RSPCSW-H2相对试件RSPCSW-H1其黏滞阻尼系数同期减小17.2%，试件RSPCSW-V2同期减小11.8%；在各试件加载至极限点时，试件RSPCSW-V2较试件RSPCSW-H2其粘滞阻尼系数提高了20.9%。综上所述：墙趾构件更换后，试件RSPCSWV2的耗能能力强于试件RSPCSW-H2，其滞回曲线更饱满，累积耗能量更大。

表6 关键点的等效黏滞阻尼系数Tab. 6 Equivalent viscous damping coefficient at key points

3.5 刚度退化

刚度退化可以通过各级位移作用下环线刚度K1的变化来表征[23]。各试件的环线刚度-位移幅值关系曲线如图12所示。

图12 刚度退化曲线Fig.12 Graph of stiffness degradation of specimens

由图12可见：在墙趾构件更换前后，试件RSPCSW-V1与试件RSPCSW-V2相较试件RSPCSW-H1与试件RSPCSW-H2，其初始刚度均较大，刚度退化速率均较低；试件RSPCSW-H1初始刚度比试件RSPCSW-H2高出36.1%，而试件RSPCSW-V1比试件RSPCSW-V2高出35.6%。对比试验现象在墙趾构件更换前加载结束时，试件RSPCSW-H1的墙趾构件和墙片削弱区域混凝土均有不同程度破坏，而试件RSPCSW-V1仅有墙趾构件破坏明显，墙片破坏很少。说明同等荷载条件下，剪力墙内置纵向波纹钢板比横向波纹钢板刚度退化更少，抗震性能更好。其原因是，当试件承受水平剪力作用时，纵向波纹钢板与混凝土之间发生的滑移现象要弱于横向波纹钢板，更能保证波形钢板与混凝土之间的协同作用。

3.6 承载力退化

承载力降低系数η表示承载力退化，η为同级位移循环加载作用下，第3次位移循环加载的最大荷载与第1次的最大荷载之比，其随位移变化曲线如图13所示。

图13 承载力退化曲线Fig.13 Graph of strength degradation of specimens

由图13可见：墙趾构件更换前，各试件承载力降低系数均大于0.95，承载力退化缓慢，表现出良好的抗侧能力。墙趾构件更换后，试件RSPCSW-V2承载力降低系数下降速率缓慢，说明试件在加载过程中仍能够保持良好的抗侧能力；在位移角大于2%后，试件RSPCSW-H2承载力降低系数出现突降，降低至0.6以下，原因是试件RSPCSW-H1可更换墙趾构件高度范围内，内置波形钢板与混凝土界面脱离，两者协同作用丧失；在两次加载过程中内嵌竖向波纹钢板剪力墙试件的承载力降低系数均大于内嵌横向波纹钢板剪力墙试件，说明剪力墙内嵌钢板为竖向波纹时其抗侧能力更好。

3.7 可更换墙趾构件应变及内置波形钢板应变

采用系数εm/εy来表征构件关键位置应变屈服状态，其中εm为折算应变，εy为屈服应变，当εm/εy＞1时，构件应变达到屈服状态。取加载过程中试件易破坏位置进行应变分析：选取可更换墙趾构件上F1、G1测点，选取内置波形钢板上A1、A3测点，具体位置如图3、4所示。将测点数据进行处理，分别绘制应变-顶部位移曲线，如图14、15所示。

图14 可更换墙趾构件应变-顶部位移曲线Fig.14 Replaceable wall toe member strain-top displacement curves

图15 内置波形钢板应变-顶部位移曲线Fig.15 Corrugated steel plate strain-top displacement curves

由图14、15可见：在墙趾构件更换前加载结束时，试件RSPCSW-H1和试件RSPCSW-V1的F1和G1测点均已进入屈服状态，而A1和A3均未屈服，说明墙趾构件先于内置波形钢板屈服，符合带有可更换构件结构体系的设计要求。将破坏集中于可更换构件，以保护主体承重构件基本完好；墙趾构件更换后继续加载，各试件的F1和G1点首先进入屈服，然后A1和A3点进入屈服。相比于试件RSPCSW-H2，试件RSPCSW-V2的A1和A3点进入屈服状态前，应变增长更加平缓。

4 有限元分析

4.1 模型介绍

采用ABAQUS有限元分析软件对组合剪力墙进行非线性数值分析。按试件实际尺寸采用分离式建模方法，为提高计算效率，加载梁、地梁和剪力墙墙片采用相同截面，各部分高度仍取试件设计高度；分别建立混凝土部件和钢骨部件，不考虑混凝土与钢构件之间的界面粘结滑移，定义两者相互接触为绑定约束（tie）；钢筋网设为嵌入（embedded）混凝土。模型如图16所示。

图16 有限元分析模型Fig.16 Finite element analysis model

混凝土以及钢材分别采用塑性损伤本构模型和弹塑性强化等效本构模型，考虑到收敛问题，采用输入断裂能的方式定义受拉软化本构模型[23]。有限元模型的边界条件与试验保持一致，限制地梁的平动和转动；限制墙片平面外的转动。为考虑试件钢构件在焊接加工以及运输过程中造成的损伤，采用模态叠加法，分别把各模型屈曲分析得到的第1阶屈曲模态和第2阶屈曲模态以阻尼器腹板与墙体内嵌波形钢板平均厚度的1%为比例因子进行缩放作为试件的初始缺陷，叠加入模型的后续分析中。模型建立了两个分析步：Step1施加轴压力，Step2控制水平位移，水平位移加载幅值与试验相同。