新型连梁剪力墙结构拟静力试验研究

许国山1,2,3,童 兴4,宁西占5,吴 斌6

(1.哈尔滨工业大学土木工程学院,哈尔滨 150090;2.哈尔滨工业大学,结构工程灾变与控制教育部重点实验室,哈尔滨 150090;3.哈尔滨工业大学,土木工程智能防灾减灾工业和信息化部重点实验室,哈尔滨 150090;4.中南建筑设计院股份有限公司,武汉 430071;5.华侨大学土木工程学院,厦门 361021;6.武汉理工大学土木工程与建筑学院,武汉 430070)

摘 要:设计了两个足尺的单层双肢剪力墙试件,其中一个带有传统的钢筋混凝土连梁,另一个连梁中安装有改进的三角钢板阻尼器,通过拟静力试验研究两个试件的屈服破坏模式和抗震性能。研究结果表明:这种新型连梁的耗能能力和变形能力明显优于传统连梁,刚度和强度退化小于传统连梁;新型连梁的变形和耗能都集中在阻尼器中,混凝土连梁基本保持完好,阻尼器能够很好地控制结构的损伤,有利于实现连梁震后的可更换。

关键词:耗能连梁;可更换连梁;双肢剪力墙;三角钢板阻尼器;拟静力试验

地震作用下,剪力墙结构中的连梁是关键耗能构件。经过合理的设计,可以使连梁先于墙肢屈服,进入塑性消耗大量地震能量,起到保护墙肢、减少主体结构损伤的作用。但连梁往往在地震中损伤严重,震后修复困难;而且连梁一般跨高比较小,容易发生脆性破坏。因此寻求一种耗能效果好、震后修复容易的新型连梁成为许多学者关注的热点。

改善连梁延性的传统方法有:改变连梁的配筋形式[1-3]、采用钢-混凝土组合连梁[4]、采用全钢连梁[5]等,这些方法大多施工复杂或对连梁的延性和耗能能力提高不明显,且震后修复困难。

近年来,国内外关于可更换连梁的研究越来越多。美国学者Fortney等[6]提出了一种可更换钢连梁,在钢连梁中部断开,中间截断的部分连上一段腹板厚度较小的钢梁,使得中间被削弱的钢梁成为了连梁的“保险丝”。往复荷载作用下,塑性变形集中于“保险丝”,且“保险丝”损坏后易于修复或更换。韩国的Ahn等[7]研究了在双肢剪力墙的连梁中设置金属阻尼器和摩擦阻尼器的抗震性能试验,试验表明设置阻尼器的试件表现出良好的耗能和控制结构损伤的效果。清华大学纪晓东等[8-9]研究了用于钢连梁中的极短型焊接工字钢消能梁段的试验性能,并研究了消能梁段和非消能梁段的连接方式。韩国首尔大学的Kim等[10]提出了一种可用于连梁上的复合阻尼耗能部件,利用高阻尼橡胶材料和U型钢板阻尼器屈服来双重耗能。同济大学吕西林等[11]将一种耗能“保险丝”用于双肢剪力墙的连梁中,通过拟静力试验结果表明,安装“保险丝”的双肢剪力墙试件耗能能力更强,受损位置集中在“保险丝”部分,有利于震后的更换。哈尔滨工业大学滕军等[12]提出了一种新型的连梁阻尼器,并将其投入于实际工程中。毛晨曦等[13]提出了一种可以用于连梁中部的形状记忆合金(SMA)阻尼器。另外,对于剪力墙结构的研究还包括:消能剪力墙结构[14]、连梁-混合联肢剪力墙[15]、新型装配式剪力墙[16-19]、新型装配式剪力墙盒子结构[20]等。

本文基于一种可用于剪力墙连梁中的改进型三角钢板阻尼器(国家专利号:ZL201410624846.2)展开研究。现有的三角钢板阻尼器(图(1a))由于销轴全截面为圆形,其与限位板侧壁为线接触,会使该处应力集中严重,在往复荷载作用下更可能加重应力集中的效果;同时由于销轴在其轴向的位移不受限制,可能导致销轴脱离限位板,造成阻尼器失效。新型三角钢板阻尼器(图(1b))将销轴的端部改为外形与限位板上安装孔相匹配的螺帽,加大销轴与限位板的接触面积,缓解了该处的局部应力;同时销轴端部在限位板的安装孔内只能发生沿安装孔长轴方向的位移,避免了销轴脱离限位板。

已有的研究证明,三角钢板阻尼器滞回曲线饱满,在往复荷载下仍具有良好的耗能效果,适合用于结构的抗震。而且本文的这种改进的三角钢板阻尼器可拆卸,尤其适用于装配式剪力墙体系中。本文将其置于混凝土双肢剪力墙的连梁中,通过拟静力试验研究其抗震性能。

图1 三角钢板阻尼器的改进
Fig.1 Improvement of triangular steel plate damper

1 试验概况

1.1 试件设计

设计了2个层高为2.8 m、各带一个连梁的双肢剪力墙试件,其中一个双肢剪力墙试件带有传统的钢筋混凝土连梁,称为传统连梁;另一个双肢剪力墙试件在连梁中间断开,并置入三角钢板阻尼器,称为新型连梁。两个试件除连梁阻尼器部分的区别外,其余尺寸及配筋完全相同,新型连梁的尺寸及配筋见图2。在与三角钢板宽端部连接的端板上开条形孔,孔的大小和位置与三角形钢板宽端部相对应,并通过塞焊缝和角焊缝将三角钢板与端板连接;三角形钢板的尖端部与方形套筒采用坡口全熔透对接焊缝连接。阻尼器尺寸见图3。

图2 新型连梁试件的尺寸及配筋图
Fig.2 Size and reinforcement drawing of new coupling beam specimen

图3 阻尼器的尺寸图
Fig.3 Details of triangular plate damper

通过对阻尼器的三角钢板进行材性试验,测得钢板屈服强度平均值为378.3 MPa,极限强度平均值为576.6 MPa,测得混凝土立方体抗压强度的平均值为31.9 MPa。钢筋的材性试验结果见表1。

表1 钢筋抗拉强度实测值
Table 1 Data of specimen tensile tests

d/mm 屈服强度fy/MPa 极限强度fu/MPa 弹性模量Es/MPa 8 426.8 631.5 1.98×105 10 425.3 646.3 2.12×105 18 448.2 621.9 1.98×105 22 445.9 617.6 2.02×105

阻尼器与混凝土连梁采用预埋的形式进行连接,每侧的连梁混凝土内预埋一块小型的焊接工字钢,工字钢的上、下翼缘均焊上M19×80的栓钉,工字钢端部焊在一块锚板上,锚板处于混凝土梁的外表面,并与阻尼器的端板进行连接,阻尼器与连梁的连接图见图4。

1.2 加载装置及加载制度

试验在哈尔滨工业大学结构与抗震实验中心完成,采用大型MTS加载系统。为使试验中阻尼器能实现充分变形,剪力墙的上、下端与加载梁和地梁均采用铰接的约束条件,试验过程中仅由作动器对试件施加水平荷载。

为防止试验加载过程中试件平面外失稳,在试件每侧布置两道侧向支撑。新型连梁试件的试验加载图见图5,安装实图见图6。

加载制度采用荷载-变形双控制的方法进行加载[21]

1) 在试件屈服以前,采用荷载控制并分级加载,每级荷载循环一次;

图4 阻尼器与连梁的连接
Fig.4 Connection between damper and coupling beam

图5 加载示意图
Fig.5 Loading schematicdiagram of specimens

图6 试件安装实图
Fig.6 Installation diagram of specimens

2) 在试件屈服以后采用变形控制,变形值取屈服时试件的最大位移值,并以该位移值的倍数为级差进行控制加载,每级荷载循环2次,直至水平荷载下降到最大承载力的80%~85%时卸载。

1.3 试验测量方案

试验采用高精度位移计(LVDT)来测量试件的位移。2个试件LVDT的布置方案相同,见图7。为量测阻尼器两端的相对剪切位移和整个连梁的相对剪切位移,在阻尼器和连梁两端以交叉的形式布置拉线式位移计,可以测得阻尼器和连梁的相对剪切位移和相对转角。

图7 试件测量方案
Fig.7 Measurement scheme of specimens

为了解阻尼器和连梁屈服的先后顺序,以及阻尼器的三角钢板和连梁内的纵筋和箍筋的应变发展情况,在阻尼器的三角钢板上、连梁的纵筋和箍筋上分别布置相应的应变片。

2 试验现象

2.1 传统连梁试件

水平力达到240 kN(水平位移8.8 mm)时,连梁两端部均出现细小竖向裂缝并不断发展。水平力280 kN(水平位移10.2 mm时),连梁纵筋开始屈服,连梁端部竖向裂缝开始相互连通,此后采用位移加载。水平位移20 mm时,箍筋开始屈服,连梁角部混凝土表面的抹灰开始掉落,混凝土有轻微剥落。水平位移30 mm时,连梁端底部形成两条水平通缝,同时连梁与墙肢连接的角部凝土剥落严重。梁侧面上出现沿梁跨度方向的水平裂缝并不断发展、连通,试件水平承载力达到最大值。水平位移35 mm,梁端部受损严重,梁侧面上的水平裂缝几乎贯通整根连梁,宽度不断增大,最大裂缝宽度约3 mm。水平位移40 mm,梁侧面水平长缝贯通整个连梁,裂缝宽度增大到10 mm左右,裂缝处混凝土被压碎,梁端部混凝土被压溃,梁端钢筋露出,试件的承载力下降到最大承载力的80%以下,试验结束。

2.2 新型连梁试件

水平力达到150 kN(水平位移15 mm)时,阻尼器钢板开始屈服,连梁纵筋和箍筋应力水平很低,此后采用位移加载。水平位移60 mm,混凝土梁端出现细小竖向裂缝。此后,梁端竖向裂缝缓慢增多,裂缝细短且稀疏。水平位移90 mm,连梁两端部的水平裂缝继续发展,但互不连通,裂缝宽度无明显增大,靠近阻尼器端板附近的混凝土出现斜裂缝。水平位移105 mm,混凝土两端的竖向裂缝开始连通,混凝土梁底面形成一条宽度较窄的水平通缝,宽度约为2 mm左右;梁上预埋端板与混凝土接触处的混凝土保护层剥落,试件的水平承载力达到最大值。水平位移120 mm,预埋端板与混凝土交界处混凝土严重剥落,此时水平力下降到最大承载力的80%以下,试验结束,阻尼器残余变形很大。两个试件的最终破坏形态见图8。

图8 试件的破坏形态
Fig.8 Failure modes of specimens

对比两个试件的屈服和破坏形态可知:

1) 传统连梁试件在端部先出现弯曲竖向裂缝,随后纵筋受拉屈服,出现斜裂缝,箍筋屈服,连梁端部混凝土剥落直至压溃,形成塑性铰;裂缝充分发展,布满全跨。试件主要以受弯破坏为主,但连梁裂缝宽度较大,损伤严重,修补较为困难。

2) 新型连梁试件中阻尼器先于连梁屈服,直至试验结束,连梁钢筋基本未屈服,试件的变形和损伤都集中在阻尼器上,连梁的弯曲裂缝与斜裂缝宽度都较小,修复较简单,阻尼器使连梁的损伤大大降低,改善了连梁的破坏模式。

3 试验结果和分析

3.1 滞回曲线和骨架曲线

两个试件的顶部水平力F-水平位移Δ的滞回曲线和骨架曲线见图9。由图9可以看出,传统连梁试件滞回曲线呈现出明显的捏拢现象,而新型连梁试件的滞回曲线很饱满,说明新型连梁试件吸收了更多的地震能量。由于试验过程中铰支座销轴处存在滑移,试件的滞回曲线和骨架曲线呈现出初期刚度较小的现象。两个试件的特征点信息见表2。

3.2 延性

用延性系数μ=Δu/Δy 来度量和比较试件的延性[21]Δy为试件的屈服变形,Δu为试件的极限变形。试件的位移和延性系数见表3。

可以看出,新型连梁试件的屈服位移较传统连梁试件稍大,但是极限位移要远比传统连梁的极限位移大,新型连梁的延性系数约为传统连梁延性系数的2倍。因此试件中安装阻尼器后能很好地提高结构的延性。

图9 试件的滞回曲线和骨架曲线
Fig.9 Hysteretic and skeleton curves of specimens

表2 试件的承载力和变形
Table 2 Strength and deformation capacities of specimens

特征点 F/kN Δ/mm V/kN θ/rad正向 负向 正向 负向 正向 负向 正向 负向屈服点 459.44 -444.09 20.03 -17.89 390.53 -377.48 1/139 -1/157传统连梁试件峰值 523.02 -506.78 29.98 -29.82 595.38 -430.77 1/94 -1/94极限 383.43 -352.83 40.08 -38.95 325.92 -299.91 1/68 -1/72屈服点 220.89 -214.30 29.23 -30.01 187.51 -182.64 0.024 -0.019新型连梁试件峰值 371.63 -352.44 105.02 -104.88 316.73 -300.38 0.120 0.100极限 272.53 -268.86 120.56 -120.63 232.28 -229.14 0.127 -0.106

表3 试件的位移和延性系数
Table 3 Displacement and ductility coefficients of specimens

试件 加载方向 Δy/mm Δu/mm μ正 20.03 40.08 2.00传统连梁负 -17.89 -38.95 2.18新型连梁正 29.23 120.56 4.12负 -30.01 -120.63 4.02

3.3 耗能能力

通常将一个完整的滞回环所包围的面积称为单圈耗能,单圈耗能可以直观反映出构件耗能的大小。除了单圈耗能大小,结构的耗能能力还可以用等效粘滞阻尼系数ζeq来表示,结构的等效粘滞阻尼系数按下式来计算[21]

式中:S(ABC+CDA)为图10中滞回曲线所包围的面积;S(OBE+ODF)为图10中三角形OBEODF的面积之和。

两个试件的单圈耗能和等效粘滞阻尼系数见图11。由图11可知,当构件位移不超过1.5倍屈服位移时,传统连梁的单圈消耗能量要略大于新型连梁,位移超过1.5倍屈服位移后,传统连梁的单圈耗能量开始下降,而新型连梁的单圈耗能量一直随着位移增加而增加,且达到极限时的单圈耗能量是传统连梁极限时耗能量的近3倍。

图10 等效粘滞阻尼系数计算示意图
Fig.10 Schematic diagram for calculating equivalent viscous damping coefficient

图11 试件的耗能能力
Fig.11 Energy dissipation capacity of specimens

由图11可知,传统连梁的等效粘滞阻尼系数随着位移的增加基本呈下降趋势,最大值不超过0.3;新型连梁的等效粘滞阻尼系数随着位移的增加而增加,直到试件接近极限才略有降低,且位移达到1.5倍屈服位移后,等效粘滞阻尼系数值都超过了0.32。因此,新型连梁的耗能效果更好。

3.4 变形和耗能占比

由前文知,新型连梁的变形能力和耗能能力都远高于传统连梁。为定量化表示出阻尼器在新型连梁中起到的作用,有必要来研究一下阻尼器的变形和耗能在连梁中所占多大比例。

由拉线位移计测得数据可求出阻尼器两端相对剪切位移ΔD和连梁两端总相对剪切位移值ΔB。其中连梁两端总相对剪切位移值ΔB包括了阻尼器的位移ΔD和左右两部分混凝土连梁自身的变形,则ΔD/ΔB 为阻尼器在连梁总变形中所占的比例。

图12 阻尼器的变形和耗能占比
Fig.12 Shear deformation and energy dissipation ratio of dampers to coupling beams

同时,由试验实测数据可以得到连梁剪力V-剪切位移ΔB以及阻尼器的剪力V-剪切位移ΔD的滞回曲线,每个滞回环即为阻尼器或连梁剪切变形所消耗的能量EDEB,用ED/EB 表示阻尼器消耗的能量占连梁消耗总能量的百分比,将阻尼器的变形占比ΔD/ΔB 和阻尼器的耗能占比ED/EB与连梁转角φ的关系图见图12。

由图12可知在连梁转角较小(0.01 rad~0.03 rad)时,曲线上升较平缓,阻尼器变形占比约为63%;随着连梁转角大于0.03 rad后,曲线上升加快,阻尼器变形占比越来越大,直至试件达到极限,阻尼器的变形占比都在70%以上。

图12中,随着连梁转角的增大,阻尼器的耗能占比从77%增大到90%,可见随着阻尼器塑性的发展,连梁的能量越来越多地被阻尼所器消耗。

3.5 刚度和强度退化

试件的刚度通常用割线刚度来表示,割线刚度Ki应按式(2)计算[21],本文分正、负方向分别计算,两个试件的刚度退化曲线见图13。

式中:+Fi、-Fi为第i次正、反向峰值点的荷载值;+Xi、-Xi为第i次正、反向峰值点的位移值。

图13 试件的刚度退化
Fig.13 Stiffness degradation curves of specimens

图13为两个试件的刚度退化曲线。试验时两个试件由于都受到铰支座滑移的影响,图中出现初期刚度较低的现象。两个试件的刚度曲线总体呈下降趋势,且传统连梁下降的幅度更大,说明混凝土开裂后对连梁刚度的影响更严重。

常用强度退化系数λi来表示结构或构件强度衰减的程度,也就是在同一级的位移加载循环中,后一次循环的最大承载力和前一次循环最大承载力的比值,试件的强度退化系数可按下式计算[21]

式中:为第j级加载时,第i次循环峰值点的荷载值;为第j级加载时,第i-1次循环峰值点的荷载值。

两个试件的强度退化曲线见图14。由图14可知新型连梁在达到极限前,强度退化系数都达0.95以上,说明新型连梁在产生大变形时都能很好地保持强度,这与钢材在反复荷载下仍能保持高强度的特性有关,新型连梁最后由于预埋端板角部混凝土破裂而导致承载力突然下降。

图14 试件的强度退化
Fig.14 Strength degradation curves of specimens

传统连梁的强度退化曲线则一直呈下降趋势,且下降趋势随着位移增大而加快。这是由于试件屈服后混凝土开裂、钢筋滑移等原因造成的承载力损失。因此,带有阻尼器的新型连梁刚度退化远小于带有传统混凝土梁的传统连梁。

3.6 应变分析

3.6.1 新型连梁

1) 阻尼器应变

阻尼器钢板的应变随试件顶部水平荷载的变化曲线见图15。

图15 阻尼器应变
Fig15 Strain of damper

由图15可知,阻尼器应变的滞回曲线非常饱满,说明三角钢板在试验过程中充分发挥了耗能作用。

2) 连梁钢筋应变

图16是新型连梁纵筋和箍筋的应变与试件顶部水平荷载的曲线。试验过程中,绝大部分的钢筋应变都未达到屈服应变,个别纵筋和箍筋在水平位移达90 mm时达到屈服应变,但直至试验结束,其应变值也没有增长太多,连梁纵筋和箍筋的应变都远小于三角钢板的应变。新型连梁纵筋和箍筋的滞回环都很狭窄,说明阻尼器耗散了更多的能量。

图16 新型连梁钢筋应变
Fig.16 Strain of reinforcement in coupling beams

3.6.2 传统连梁

图17是传统连梁纵筋和箍筋的应变随顶部水平荷载的变化曲线。由图17可以看出,传统连梁达到承载力前,连梁纵筋和箍筋应变都远超屈服应变,应变值远超试件新型连梁的纵筋和箍筋应变值,滞回曲线相对于新型连梁来说也更加饱满,说明传统连梁中的纵筋和箍筋产生了更大的塑性变形、吸收了更多的能量。

对比图16和图17可以看出:新型连梁中阻尼器的三角钢板能够先于连梁纵筋和箍筋屈服,保证了试件达到极限时纵筋和箍筋基本处于弹性,耗能的任务更多地由阻尼器来承担,这非常有利于实现震后对损伤阻尼器的更换。

图17 传统连梁钢筋应变
Fig.17 Strain of reinforcement in coupling beams

4 结论

本文对带有改进三角钢板阻尼器的新型连梁剪力墙试件和传统的混凝土连梁剪力墙试件分别进行了拟静力试验,对两个试件的屈服破坏模式和抗震性能进行了对比研究,主要结论如下:

(1)传统连梁试件的破坏主要发生在连梁的端部,连梁端部形成塑性铰,混凝土被压碎。而新型连梁试件中,阻尼器集中了很大的塑性变形,混凝土连梁大部分保持完好。

(2)新型连梁的滞回曲线饱满,延性、耗能能力明显优于传统连梁,刚度和强度退化小于传统连梁;地震作用下新型连梁的变形和耗能主要集中在阻尼器中。

(3)新型连梁中阻尼器钢板的塑性应变发展很大,滞回曲线饱满,连梁中纵筋和箍筋应变较小,基本都未屈服,滞回曲线狭窄;而传统连梁中纵筋和箍筋屈服程度很大,表明阻尼器能够很好地控制结构的损伤,有利于连梁震后的可更换。

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QUASI-STATIC TEST STUDY OF COUPLED SHEAR WALLS WITH A NEW TYPE OF COUPLING BEAMS

XU Guo-shan1,2,3, TONG Xing4, NING Xi-zhan5, WU Bin6
(1.School of Civil Engineering, Harbin Institute of Technology, Harbin 150090, China;2.Key Lab of Structures Dynamic Behavior and Control of the Ministry of Education, Harbin Institute of Technology, Harbin, 150090, China;3.Key Lab of Smart Prevention and Mitigation of Civil Engineering Disasters of the Ministry of Industry and Information Technology,Harbin Institute of Technology, Harbin, 150090, China;4.Central-South Architectural Design Institute Co Ltd, Wuhan 430071, China;5.College of Civil Engineering, Huaqiao University, Xiamen 361021, China;6.School of Civil Engineering and Architecture, Wuhan University of Technology, Wuhan 430070, China)

Abstract: Two full-scale single-story coupled shear wall specimens were designed, one with traditional reinforced concrete coupling beams and the other with improved triangular steel plate dampers.The yield failure modes and seismic performance of the two specimens were studied by quasi-static tests.The results show that the energy dissipation and deformation capacity of the new type of coupling beams were obviously larger than those of the traditional coupling beams.The stiffness and strength degradations were less than those of the traditional coupling beams.The deformation and energy dissipation of the new type of coupling beams were concentrated in the dampers.The concrete coupling beams were generally in good condition.The dampers can control structural damage well, which is conducive to the replacement of the coupling beams after earthquakes.

Key words: energy-dissipating coupling beam; replaceable coupling beam; coupled shear wall; triangular steel plate damper; quasi-static test

中图分类号:TU352.11;TU973.16

文献标志码:A doi: 10.6052/j.issn.1000-4750.2019.01.0013

文章编号:1000-4750(2019)12-0188-10

收稿日期:2019-01-10;修改日期:2019-07-28

基金项目:国家重点研发计划项目(2017YFC0703605);国家自然科学基金项目(51778190,51978213);黑龙江省博士后科研启动基金(LBH-Q15059)

通讯作者:许国山(1980-),男,辽宁人,副教授,博士,硕导,主要从事结构试验技术方面研究(E-mail: xuguoshan@hit.edu.cn).

作者简介:

童 兴(1993-),男,安徽人,硕士生,主要从事防灾减灾方面研究(E-mail: tongxing_237@163.com);

宁西占(1987-),男,河北人,讲师,博士,主要从事混合试验技术方面研究(E-mail: xzning@hqu.edu.cn);

吴 斌(1970-),男,武汉人,教授,博士,博导,主要从事结构试验技术方面研究(E-mail: bin.wu@hit.edu.cn).