带可更换连梁的联肢钢板仓组合剪力墙抗震性能有限元分析

Finite Element Analysis of Seismic Performance of Steel Plate Silo-Concrete Composite Shear Wall with Replaceable Coupling Beams

摘要

在联肢剪力墙结构体系中，剪力墙通过连梁连成整体以共同抵抗水平力，当遇到强烈地震时，连梁会通过屈服变形来耗散地震能量。可更换连梁是由跨中的耗能梁段和两端的非耗能梁段组成的连梁，梁段之间采用螺栓连接，便于震后修复和更换。本文利用ABAQUS软件建立了8组不同耦连比的带可更换连梁的联肢钢板仓组合剪力墙有限元分析模型，并对模型进行了单向推覆和往复加载。结果表明，不同耦连比下结构的抗震性能及破坏特征存在显著差异：耦连比过小时，可更换连梁首先发生破坏并造成联肢体系失效；耦连比过大时，组合墙肢会在可更换连梁耗能不充分的情况下提前破坏；当塑性耦连比在43%~47%之间，且与弹性耦连比的比值在90%以下时，可更换连梁先于组合墙肢发生屈服耗能，从而使结构具有良好的抗震性能。

Abstract

In the coupled shear wall structural system， shear walls are interconnected by coupling beams to resist lateral forces collectively. Under strong seismic events， coupling beams dissipate seismic energy through yielding deformation. Replaceable coupling beams consist of energy-dissipating beam segments at midspan and non-energy-dissipating beam segments at both ends， connected by bolts to facilitate post-earthquake repair and replacement. The finite element models of steel plate silo-concrete composite shear walls with replaceable coupling beams under eight different coupling ratios were established using ABAQUS software. Monotonic pushover and cyclic loading analyses were conducted. The results indicate significant differences in seismic performance and failure characteristics under varying coupling ratios. With a low coupling ratio， the replaceable coupling beam fails first， leading to the failure of the coupled system. With a high coupling ratio， composite wall limbs fail prematurely before the replaceable coupling beams fully dissipate energy. When the plastic coupling ratio ranges from 43% to 47%， and the ratio of plastic to elastic coupling ratios remains below 90%， the replaceable steel coupling beams yield and dissipate energy before the composite wall limbs， achieving favorable seismic performance for the structure.

Graphical abstract

关键词

钢板仓组合剪力墙 / 联肢剪力墙 / 可更换连梁 / 耦连比 / 有限元分析 / 抗震性能

Key words

steel plate silo-concrete composite shear wall / coupled shear wall / replaceable coupling beam / coupling ratio / finite element analysis / seismic performance

钢板-混凝土组合剪力墙作为一种高效的抗侧力构件，已逐渐被应用于高层和超高层建筑中，在钢板-混凝土联肢剪力墙体系中，剪力墙通过连梁连接成整体，以共同抵抗地震作用，联肢剪力墙中的连梁不仅起到连接墙肢、增强结构整体抗倾覆能力的作用，在地震时，连梁作为第一道防线率先屈服耗能，从而减少墙肢的损伤。近年来，研究人员提出在联肢剪力墙的连梁中安装可更换的耗能梁段，可起到保险丝的作用，地震时通过保险丝的屈服破坏来耗散能量，震后可更换保险丝，从而可快速恢复结构的功能^［1］。而钢板仓组合剪力墙是以两块钢板和圆管支撑组成基本单元、空腔内填充混凝土，从而形成一种以“一”字形、L形等构造形式为主的新型组合剪力墙。

王琳等^［2-3］研究了一种联肢钢板仓组合剪力墙结构体系，并设计了一种带有外肋板的墙肢-钢连梁连接节点，利用ABAQUS软件对不同耦连比的试件的抗震性能进行了有限元分析，结果表明，所设计的带有外肋板的连接节点能够较好地满足刚性节点要求，耦连比取值合适时可以实现钢连梁先于组合墙肢屈服。石韵等^［4-5］对混合联肢部分外包组合剪力墙进行了试验研究，并提出了钢连梁-组合墙肢两阶段耗能的塑性设计方法。康道阳^［6］设计了一个1/4缩尺的5层钢框架钢板混凝土联肢组合剪力墙试件并进行了往复加载试验，研究结果表明该体系具有优越的抗震性能，结构总体呈现先连梁后剪力墙屈服的理想屈服耗能机制，且在剪力墙屈服后，钢连梁仍然具备足够的塑性变形能力，从而达到了连梁-墙肢双重抗震防线的目的。林浩^［7］设计了一种由可替换钢连梁和钢板混凝土组合剪力墙组成的新型联肢剪力墙混合结构体系，并进行了1/2缩尺试件的低周往复加载试验，研究了连梁跨高比和不同加劲肋构造形式对试件抗震性能的影响，研究结果表明，随着连梁跨高比的减小，钢连梁破坏形态逐渐由梁端的弯曲破坏转变为腹板的剪切屈服破坏，加劲肋显著减少了钢连梁在结构发生较大位移时的局部屈曲现象的发生。

FORTNEY等^［8］研究人员最早提出了可更换的保险丝连梁的概念，并对连梁的连接方式进行了多次改进。CHUNG等^［9］提出了带有摩擦阻尼器的连梁。纪晓东等^［10-12］研究了不同形式的可更换钢连梁，并建议在结构中可采用低屈服钢腹板的混合截面耗能梁段，提出了耗能梁段-非梁段的连接形式及低损伤钢筋混凝土楼板形式，并建立了可更换钢连梁的抗震设计方法。蒋欢军等^［13］提出了一种新型可更换连梁，该连梁中部设置了O形钢板-黏弹性组合型阻尼器，并对组合型阻尼器进行了低周往复加载试验，分析结果表明：在风荷载和小震作用下，黏弹性阻尼器耗能，O形钢板阻尼器保持弹性状态；在大震作用下，O形钢板阻尼器屈服，与黏弹性阻尼器共同耗能。组合型阻尼器在风荷载和不同强度地震作用下均能发挥消能减震作用。侯俊涛^［14］设计了一种轴向长度可调的新型可更换钢连梁，通过调节轴向长度，确保连梁能够顺利拆卸和更换，从而有效地提升了钢连梁震后更换与修复效率。该设计解决了地震作用引起结构变形导致非消能梁段轴向间距缩短的问题，从而克服了连梁更换的困难。

双钢板组合剪力墙形式多样，国内外学者已对不同形式的双钢板组合剪力墙的抗震性能进行了大量研究，同时，许多学者也研究并设计了多种形式的可更换连梁。带可更换连梁的联肢钢板仓组合剪力墙是一种新型的结构体系，在抗震性能上结合了二者的优点，但目前仍缺乏对带有可更换连梁的联肢钢板仓组合剪力墙结构体系抗震性能的研究。本文在已有联肢钢板仓组合剪力墙的基础上，设计了一种适用于该体系的可更换连梁（图1），并通过有限元分析软件ABAQUS建立了不同耦连比的带可更换连梁的联肢钢板仓组合剪力墙分析模型，对其受力性能与抗震性能进行了有限元分析。

1 试件设计

耦连比（Coupling Ratio，C_R）定义为：联肢体系在受到水平荷载时，连梁提供的抗倾覆力矩与墙肢提供的抗倾覆力矩的比值^［15-16］，见式（1）。耦连比的大小反映了联肢体系整体性的强弱，合理设计耦连比是实现“先连梁、后墙肢”破坏的设防机制的有效途径。

C_{\mathrm{R}}=\frac{L\sum V_{\mathrm{b}\mathrm{e}\mathrm{a}\mathrm{n}}}{L\sum V_{\mathrm{b}\mathrm{e}\mathrm{a}\mathrm{n}}+M_{\mathrm{1}}+M_{\mathrm{2}}}=\frac{L\sum V_{\mathrm{b}\mathrm{e}\mathrm{a}\mathrm{n}}}{M_{\mathrm{o}\mathrm{t}}}（1）

式中：ΣV_beam为各层连梁承受剪力之和；L为左右墙肢中心线的间距；M₁、M₂为墙肢底部承受的倾覆力矩（图2）；M_{\mathrm{o}\mathrm{t}}为联肢墙抵抗的倾覆力矩。

本文共设计了8组试件，编号依次为CW-1~CW-8，通过改变耗能段与非耗能段连梁的截面尺寸来控制耦连比的大小，钢板仓组合墙肢的尺寸保持一致。根据已有研究^［2-3］，为了确保墙肢具有良好的力学性能，其截面尺寸均为2 400 mm×150 mm，层高为3 300 mm，钢板厚度为5 mm，钢管外径为50 mm，壁厚为4 mm，布置间距为400 mm；均采用Q355B钢和C30混凝土；轴压比设定为0.1。钢管的布置形式、试件的详细尺寸及构造如图3所示。钢连梁跨度l_{\mathrm{n}}为1 200 mm。根据现有对消能梁段塑性变形能力与长度比的关系研究^［10］，对于长度比e/(M_{\mathrm{n}}/V_{\mathrm{n}})≤1.6的短梁段，其中M_{\mathrm{n}}为梁段的截面全塑性受弯承载力，V_{\mathrm{n}}为梁段的截面受剪承载力，合理设置竖向加劲肋时，腹板剪切屈服后塑性变形可沿梁段长度充分发展，具有良好的耗能能力。通过调整可更换连梁截面尺寸来控制耗能段长度比e/(M_{\mathrm{n}}/V_{\mathrm{n}})小于1.6，并设置加劲肋，以保证8组试件的可更换连梁屈服模式均为剪切屈服模式，取可更换耗能段长度e为600 mm，左侧非耗能段长度l_{\mathrm{L}}与右侧非耗能段长度l_{\mathrm{R}}均为300 mm。根据美国规范^［17］取超强系数\Omega为1.5。控制非耗能段塑性受剪承载力V_{\mathrm{b}\mathrm{p}}\ge \Omega V_{\mathrm{l}\mathrm{p}}且塑性受弯承载力M_{\mathrm{b}\mathrm{p}}\ge \mathrm{0.5}l_{\mathrm{n}}\Omega V_{\mathrm{l}\mathrm{p}}，其中V_{\mathrm{l}\mathrm{p}}为耗能段塑性受剪承载力，以确保地震作用下非耗能梁段不屈服，塑性变形集中于耗能梁段^［10］，各试件的耗能梁段与非耗能段截面尺寸分别见表1、表2。

外肋板尺寸根据钢连梁承载力进行计算调整，以确保墙肢连梁之间的连接节点满足刚性连接的要求。各试件的其他构造参数见表3。

2 有限元分析模型

2.1 材料本构模型

墙肢与连梁的钢板本构模型采用包含非线性模型和随动强化模型的混合强化模型^［18］，同时引入钢材延性损伤和剪切损伤^［19］，以体现钢材损伤破坏后单元删除的直观表象。钢管本构模型则采用等效塑性模型^［20］，如图4所示。由于钢板仓组合剪力墙外包钢板对内部混凝土的约束作用较弱，故混凝土本构模型采用《混凝土结构设计规范》（GB50010—2010）^［21］中定义的未考虑约束效应的塑性损伤本构模型，如图5所示。

2.2 单元选择与网格划分

试件中各组件的单元类型与网格尺寸见表4，其中，耗能梁段的三角形加劲肋板，采用三角形壳单元（S3）与四边形壳单元（S4R）相组合来模拟，连梁其余部分采用四边形壳单元（S4R）来模拟，以确保具有较好的网格质量与仿真效果。综合考虑了有限元计算成本与模型计算精度，选用了表4中所给出的布种尺寸对构件进行网格布种，网格大小由布种尺寸确定，对易发生破坏的墙肢底部和可更换连梁进行了网格加密，以提高计算精度。

2.3 边界约束条件与加载设置

模型共设置了8个参考点（RP），如图6所示。其中，RP-Top-L/R分别位于左右墙肢顶面中心，耦合于墙肢上表面，用于对上部结构施加竖向荷载和侧向位移；RP-Bottom-L/R分别位于左右墙肢底面中心，耦合于墙肢下表面，用于对墙肢底部施加固定约束；RP-1~RP-4是各层钢连梁腹板处的参考点。此外，在组合墙肢两侧边缘区域施加平面外约束，如图6所示，模拟楼板对墙肢的平面外约束，确保墙体在平面外的稳定性。在耦合点RP-Top-L施加侧向位移，通过各层钢连梁使右墙肢发生联动，往复加载时的加载制度如图7所示，其中顶点位移角θ定义为水平位移Δ与试件有效计算高度H的比值，即θ=Δ/H，其中，水平位移Δ为加载点的水平位移，试件有效计算高度H为墙肢底面到墙肢顶面的高度。

2.4 接触属性与连接模拟

在钢板仓组合剪力墙中，通过设置“面-面接触”来模拟钢材与混凝土之间的相互作用，其中法向接触定义为“硬接触”，切向接触采用“罚函数”定义，切向摩擦系数取为0.6。可更换连梁组合件之间的焊接通过“Merge”方式模拟，钢管则通过“Tie”方式将其焊接于两层钢板内侧，并被嵌入到混凝土中。此外，在组合墙肢与钢连梁之间的节点连接中，同样采用“Tie”方式模拟钢连梁外肋板、端板与组合墙肢钢板之间的焊接。可更换连梁耗能梁段与非耗能梁段之间的连接节点，在实际中通过高强螺栓将端板进行连接，并在端板对接面设置抗剪键。为了在有限元仿真中减少计算成本，考虑到连接节点的承载力远大于耗能梁段跨中的承载力，节点在仿真模拟中不屈曲耗能，因此，将可更换钢连梁的耗能梁段端板与非耗能梁段端板采用“Tie”连接方式处理。

3 有限元验证

为验证有限元建模方法的可靠性，选取文献［22］中的组合墙试件建立了有限元分析模型，并进行了往复加载，将有限元分析结果与试验结果进行了对比。由图8a）~b）可知试验与有限元模拟的破坏模式与破坏现象基本一致。由图8c）~d）可知试验和有限元模拟的荷载-位移滞回曲线和骨架曲线总体上相似。有限元模型中未体现由焊接造成的部分缺陷，导致有限元模拟所得滞回曲线包络范围略大，骨架曲线峰值荷载也略大。正向加载时，试验与模拟所得峰值荷载比值为0.96，负向加载时其比值为0.95，误差在合理范围内，从而验证了有限元建模方法的可靠性。

4 单向推覆分析

4.1 推覆曲线

各试件墙肢顶点的剪力-位移（V-Δ）曲线如图9a）所示，由图可知，在相同的加载下，试件的可更换连梁截面尺寸越大，其整体性越强，抗侧刚度越大，加载时试件的峰值剪力也越大；然而，较大的截面尺寸会导致结构的延性较差，破坏位移也较小，从而更早失去侧向承载力，这是因为当可更换连梁截面较大时试件的整体性较强，墙肢承受了更大的附加轴力，故墙肢内部混凝土损伤程度增加和钢板外鼓屈失稳破坏提前。对于可更换连梁截面尺寸较小的试件（CW-1，CW-2），在达到峰值剪力后试件的可更换钢连梁出现破坏，试件的整体性降低，导致其顶点的水平剪力迅速下降。

屈服模式曲线（图9b））中标记了三个特征点：① 顶层可更换连梁屈服，用“□”表示；② 全部可更换连梁屈服，用“○”表示；③ 墙肢钢板屈服，用“△”表示。图中的特征点位置关系显示，可更换连梁截面尺寸越大的试件，可更换连梁越晚发生屈服，但墙肢钢板越早发生屈服。各试件的屈服变形主要集中于可更换连梁的耗能段，非耗能段则未发生屈服。

4.2 耦连比变化规律

图10a）为试件CW-4的加载位移-耦连比变化曲线，以该试件为例，分析了耦连比随加载位移的变化过程。加载过程可分为弹性阶段和弹塑性阶段，在弹性阶段，试件整体的水平侧移引起了可更换钢连梁两侧产生了剪切位移，因可更换连梁剪切位移角增长速率大于墙肢层间位移角的增长速率，致使可更换连梁剪切抗力增长速率更快，导致耦连比呈上升趋势，随着加载位移的增大，可更换连梁的耗能梁段进入屈服状态，此时的耦连比峰值称为弹性耦连比（C_Re）。在弹塑性阶段，随着可更换连梁剪力增长速率放缓，墙肢为主要的受力构件，其提供抗倾覆力矩的增长速率超过了可更换连梁提供抗倾覆力矩的增长速率，从而导致耦连比持续降低，墙肢屈服后，此时的耦连比谷值称为塑性耦连比（C_Rp）。随后，由于可更换连梁进入塑性强化阶段以及墙肢钢板屈服和混凝土被压碎破坏，连梁提供抗倾覆力矩的增长速率略大于墙肢提供抗倾覆力矩的增长速率，从而导致耦连比缓慢上升。

图10b）为各试件的耦连比变化曲线，其中“□”和“△”分别表示弹性耦连比（C_Re）和塑性耦连比（C_Rp）。可更换连梁的截面尺寸越大，其C_Re和C_Rp也越大，但其C_Re和C_Rp所对应的位移差值变小，这表明，对于耦连比较大的试件，墙肢屈服提前，可更换连梁与墙肢的屈服位移较为接近。在带可更换连梁的联肢剪力墙中，C_Re的大小由可更换连梁和墙肢的相对刚度决定，C_Re越大，试件的整体性越强；C_Rp的大小由可更换连梁和墙肢的塑性承载力决定，C_Rp随着可更换连梁塑性承载力的增大而增大。

表5为各试件的耦连比，C_Re和C_Rp的接近程度反映了可更换连梁与墙肢发生屈服时刻的接近程度。试件CW-1~CW-6（C_Rp/C_Re<90%）呈现出理想的可更换连梁先于墙肢钢板屈服的机制，而试件CW-7~CW-8（C_Rp/C_Re>90%）由于C_Re和C_Rp接近，墙肢钢板几乎同时或先于钢连梁屈服。

根据上述仿真结果与分析，建议将弹性耦连比（C_Re）与塑性耦连比（C_Rp）的比值控制在90%以下，以确保钢连梁先于组合墙肢发生屈服。

5 循环往复加载分析

5.1 破坏过程及特征

各试件在加载过程中整体应力分布较为相似，试件整体的侧向位移引起了可更换连梁两端的剪切位移，可更换连梁的腹板发生剪切变形；由于钢管限制钢板发生平面外变形，墙肢呈现出“斑点状”的应力分布。随着侧向位移的增加，各试件中连梁与墙肢的应力差异逐渐增大，CW-1、CW-4、CW-8分别代表低、中、高耦连比试件，各试件均经历了钢连梁腹板剪切屈服、墙肢钢板屈服和混凝土被压碎的破坏过程，但由于耦连比的差异，三种试件的墙肢与连梁在加载过程中的应力分布与破坏现象存在显著差异。

（1） 在加载前期（前3次循环），加载的水平侧向位移引起了试件整体的弯曲变形，导致钢连梁两端出现上下错动的剪切变形，可更换连梁腹板的抗剪作用以及墙肢底部钢板的抗弯作用使应力集中于这两个区域，其中，试件CW-1与试件CW-4的可更换连梁腹板相较于墙肢底部钢板应力更大且发展迅速，而高耦连比使试件CW-8联肢组合墙肢整体性增强，使得墙肢底部钢板的应力更大且增长更快。

（2） 在加载中期（第4~7次循环），试件CW-1的可更换连梁早于墙肢钢板进入屈服阶段，试件CW-4的顶层可更换连梁早于墙肢钢板进入屈服状态，但全部可更换连梁与墙肢钢板屈服几乎同时发生，试件CW-8的顶层可更换连梁与墙肢钢板几乎同时进入屈服，但全部可更换连梁屈服晚于墙肢钢板屈服。

（3） 在加载后期（第8次循环之后），各试件的破坏特征也有所不同，试件CW-1在墙肢底部形成塑性铰后，可更换连梁经历反复剪切耗能，最终腹板剪切破坏导致可更换连梁失去承载力，从而使联肢体系失效。试件CW-4和CW-8的可更换连梁在加载过程中腹板未发生剪切破坏，其中，试件CW-4的破坏特征为可更换连梁与墙肢底部塑性损伤累积形成塑性铰，而试件CW-8仅有墙肢底部形成塑性铰，可更换连梁未形成塑性铰。此外，试件CW-2的破坏特征与试件CW-1的破坏特征相似，试件CW-3、CW-5、CW-6的破坏特征与试件CW-4的破坏特征相似，试件CW-7的破坏特征与试件CW-8的破坏特征相似。

（4） 在整个加载过程中，各试件的可更换连梁屈服变形均集中于跨中的耗能段，钢连梁非耗能段和带有外肋板的梁墙连接节点未发生明显的屈服变形。可更换连梁耗能段的屈服变形主要为腹板剪切变形，端板及连接处并未出现明显变形。

综合对比破坏过程可以发现，以试件CW-4为代表的中耦连比带可更换连梁联肢钢板仓组合剪力墙的可更换连梁的变形耗能可有效降低墙肢的损伤程度，此外，在加载前期，变形耗能主要集中于连梁可更换部分，从而更好地实现“先连梁后墙肢”与“中震可修”的理想抗震设防机制。

5.2 基底剪力-顶点位移（V-Δ）关系曲线

图11为各试件往复加载过程的基底剪力-顶点位移（V-Δ）关系曲线，联肢钢板仓组合剪力墙在往复加载过程中共出现四种关键破坏现象，分别为：A点所有可更换连梁的腹板达到屈服应力，B点任一墙肢底部边缘钢板达到屈服应力，C点任一墙肢底部边缘钢板开裂，D点顶层可更换连梁的腹板开裂，四种破坏现象的出现位置标注于图中滞回曲线单次正负向半循环的加载终点，分析曲线的变化特征可得出以下结论：

（1） 各试件的滞回曲线呈梭形，滞回环较为饱满。随着耦连比的增大，滞回环的包络面积和饱满程度先增大后减小，这表明：低耦连比（C_Rp<40%）的试件，尽管可更换连梁能够有效地进行屈服变形耗能，但其截面尺寸过小，导致总体耗能能力较弱；高耦连比（C_Rp>60%）的试件，可更换连梁的刚度与承载力过大，使墙肢先发生屈服破坏，可更换连梁未能充分发挥屈服变形耗能的作用；中耦连比（40%≤C_Rp≤60%）的试件，可更换连梁有足够的截面尺寸与承载力，能够充分屈服变形耗能并且不会导致墙肢提前破坏，具有较好的滞回性能。

（2） 墙肢钢板屈服（B点）时的加载位移随着耦连比的增大而减小，而钢连梁屈服（A点）时的加载位移与之相反，随耦连比的增大而增大。中低耦连比（C_Rp≤60%）的试件在第4次加载循环时发生墙肢钢板屈服，而高耦连比（C_Rp>60%）的试件墙肢钢板屈服提前发生于第3次加载循环中。低耦连比（C_Rp<40%）的试件A点在B点的前一个加载循环中出现；中耦连比（40%≤C_Rp≤60%）的试件A点与B点的出现位置相同；高耦连比（C_Rp> 60%）的试件CW-7与CW-8的A点分别晚于B点2个和3个加载循环中出现，表明耦连比会影响可更换连梁与墙肢屈服的先后顺序。

（3） 所有试件经历了墙肢钢板断裂（C点）的破坏过程，且随着耦连比的增大，该破坏过程发生的时间逐渐提前。尽管所有试件的可更换连梁腹板处均形成了剪切塑性铰，但只有试件CW-1和CW-2在墙肢钢板开裂后发生了钢连梁断裂（D点），这导致试件联肢体系失效并提前破坏。C点和D点的先后发生表明，随着耦连比的增大，墙肢承受梁端施加的附加轴力增加，从而加快了在循环荷载作用下墙肢的损伤和破坏进程。在较低耦连比下，钢连梁可能提前破坏，导致墙肢间的相互作用失效。C点之前的承载力退化主要由组合墙肢内部混凝土的损伤引起，而之后的承载力退化是因为组合墙肢钢板的损伤破坏以及局部屈曲。

表6统计了各试件骨架曲线特征点的平均值，随着耦连比的增大，各试件的屈服剪力、峰值剪力和极限剪力均有所增加，屈服位移则逐渐减小，峰值位移大致相同，而极限位移则呈现出先增大后减小的趋势，这是因为拥有较大刚度的可更换连梁可以提高试件整体的抗侧承载力，但若刚度过大，则会导致墙肢过早屈服以及试件延性降低。在低耦连比的试件中，可更换连梁的刚度较低，导致试件整体性较差，可更换连梁的断裂使得试件的极限位移难以增大，导致低耦连比试件的延性系数较低；在高耦连比的试件中，试件的整体性较高，未能实现先连梁、后墙肢的两阶段耗能目标，墙肢损伤程度增大导致了加载后期的承载力下降明显，极限位移减小，从而导致高耦连比试件相较于中耦连比试件延性系数减小。综合结果表明，随着耦连比的增加，带可更换连梁的联肢钢板仓组合剪力墙的抗侧承载力提高，延性系数存在最优区间，中耦连比的试件CW-4~CW-6具有较高的峰值抗剪承载力，同时其屈服位移、极限位移与延性系数也较高，兼具承载力与延性。

5.3 刚度退化

采用环线刚度K^［23］来反映带可更换连梁的联肢钢板仓组合剪力墙的刚度退化性能，各试件的刚度退化曲线如图12所示，所有试件的环线刚度在加载过程中均呈现下降趋势，高耦连比试件由于其可更换连梁具有较大的刚度，试件整体性更强，因此其初始环线刚度更大。然而，强整体性也致使其墙肢底部承受了更大的附加轴力，导致墙肢的塑性损伤更为严重，从而使其刚度下降幅度更大，在加载后期，随着混凝土的损伤累积和墙肢钢板的塑性发展，墙肢底部逐渐形成塑性铰，各试件的刚度趋于相同。

5.4 耗能曲线

图13为各试件等效黏滞阻尼系数（h_e）的变化曲线，由图可知，在加载的初期（第4次循环之前），低耦连比试件CW-1和CW-2的等效黏滞阻尼系数明显高于其他试件的等效黏滞阻尼系数，在加载的中后期，中耦连比试件CW-4的等效黏滞阻尼系数最大，其余中低耦连比试件次之，而高耦连比试件的等效黏滞阻尼系数最小。图14与图15为各试件单次循环耗能与累积循环耗能的变化曲线，图中显示试件CW-4、CW-5和CW-6的单次耗能与累积耗能明显高于其他试件。其原因是中耦连比试件的可更换连梁能够更充分地耗能，而低耦连比试件的钢连梁过早的断裂，导致其耗能能力较差，高耦连比试件的墙肢由于塑性损伤更为严重，较早的出现塑性铰，致使钢连梁未能充分地变形耗能，因此其耗能能力差。综合对比表明，中耦连比的试件CW-4兼具较高的等效黏滞阻尼系数与耗能能力，可更换连梁耗能利用效率较高。

5.5 轴压比影响

选取屈服破坏模式与耗能性能最优的中耦连比试件CW-4，分别设置轴压比为0.1、0.2、0.3和0.4，分析轴压比对联肢体系力学性能的影响，并验证耦连比相关结论的可靠性。图16为不同轴压比下试件CW-4的耦连比变化曲线。在不同轴压比下，试件耦连比变化规律基本一致，仅在轴压比为0.4时，试件的弹性耦连比与塑性耦连比略有下降。图17为不同轴压比下试件CW-4在往复加载过程中的单次耗能曲线，在第7次循环（θ=0.750%）前，不同轴压比的试件耗能情况一致，在此之后，高轴压比试件的耗能能力略有下降。综上所述，不大于0.3的轴压比对试件的耦连比变化规律及耗能性能的影响较小，轴压比过高时（大于0.4）会削弱试件的抗震性能，因此，合理设计轴压比能够保证耦连比相关结论具有较高的可靠性。

5.6 工程应用公式

根据前文研究结果，采用叠加法和半经验公式法，推导出可更换连梁抗剪承载力计算公式，如式（2）所示，该公式以耦连比为控制指标来设计可更换连梁。

V_{\mathrm{b}\mathrm{e}\mathrm{a}\mathrm{m}}=\frac{\mathrm{2}{C}_{\mathrm{R}}(a_{\mathrm{1}}{W}_{\mathrm{1}}{f}_{\mathrm{y}}+a_{\mathrm{2}}{f}_{\mathrm{c}}{b}_{\mathrm{1}}\frac{a_{\mathrm{3}}{b}_{\mathrm{2}}^{\mathrm{2}}}{\mathrm{2}})}{n(\mathrm{1}-C_{\mathrm{R}})L}（2）

式中：V_{\mathrm{b}\mathrm{e}\mathrm{a}\mathrm{m}}为连梁极限抗剪承载力；C_R为耦连比，建议取值范围为0.43~0.47；n为层数，即可更换连梁个数；L为两墙肢中线间距；a_{\mathrm{1}}为墙肢钢板塑性调整系数，对于钢板仓剪力墙取0.9;a_{\mathrm{2}}为内填混凝土塑性调整系数，对于钢板仓剪力墙取0.95；a_{\mathrm{3}}为受压区系数，对于钢板仓剪力墙取0.4；W_{\mathrm{1}}为墙肢钢板抵抗矩；f_{\mathrm{y}}为墙肢钢板屈服强度；f_{\mathrm{c}}为混凝土抗压强度；b_{\mathrm{1}}为墙肢内填混凝土厚度；b_{\mathrm{2}}为墙肢内填混凝土长度。

6 结论

本文对8组不同耦连比的带可更换连梁的联肢钢板仓组合剪力墙试件进行了有限元分析，通过施加单向推覆和低周往复循环荷载，研究耦连比对试件的破坏特征及抗震性能的影响，主要结论如下：

（1） 耦连比会影响试件的屈服和破坏模式，低耦连比（C_Rp<40%）下，可更换连梁先于墙肢屈服，其破坏特征为可更换连梁的腹板发生塑性损伤开裂，联肢体系失效；中耦连比（40%≤C_Rp≤60%）下，可更换连梁与墙肢几乎同时屈服，其破坏特征为墙肢底部由于塑性损伤累积而形成塑性铰，从而导致联肢体系失去抗侧承载力；高耦连比（C_Rp>60%）下，墙肢会先于可更换连梁屈服，其破坏特征与中耦连比试件相似，但墙肢损伤更为严重，墙肢塑性铰更早形成。

（2） 耦连比会影响联肢组合墙体的耗能能力，随着耦连比的增大，滞回曲线的饱满程度和延性系数呈先增大后减小的趋势，低耦连比（C_Rp<40%）下，可更换连梁腹板过早破坏，联肢体系失效而导致其耗能性能较低，高耦连比（C_Rp>60%）下，联肢组合体系的延性较差，墙肢过早形成塑性铰而破坏，从而导致其耗能能力较低，相比之下，中耦连比试件（40%≤C_Rp≤60%）拥有较高的耗能能力。

（3） 低中耦连比（C_Rp≤60%）试件在前5次加载循环（层间位移角θ\le1/200）中，屈服耗能均集中于钢连梁的可更换段，墙肢并未出现明显屈服破坏，可更换连梁能够充分地屈服耗能，符合先连梁、后墙肢的破坏模式，而高耦连比（C_Rp>60%）试件在钢连梁屈服前，墙肢出现了屈服破坏，可更换连梁未能充分屈服耗能，不符合先连梁、后墙肢的破坏模式。

（4） 综合对比各项有限元分析结果及试件的破坏模式，建议在设计带可更换连梁的联肢钢板仓组合剪力墙时，将塑性耦连比的取值控制在43%~47%之间，并且将其与弹性耦连比的比值（C_Rp/C_Re）控制在90%以下，以实现可更换连梁先于组合墙肢屈服耗能的理想机制。

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