夾板木剪力墻的抗側(cè)力性能試驗(yàn)

鄭 維， 陸偉東， 劉偉慶， 劉杏杏

(南京工業(yè)大學(xué) 土木工程學(xué)院，南京 211816)

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夾板木剪力墻的抗側(cè)力性能試驗(yàn)

鄭 維， 陸偉東， 劉偉慶， 劉杏杏

(南京工業(yè)大學(xué) 土木工程學(xué)院，南京 211816)

為研究不同構(gòu)造形式對(duì)夾板木剪力墻抗側(cè)力性能的影響，對(duì)8片夾板木剪力墻試件進(jìn)行了水平抗側(cè)力試驗(yàn)，其中1片為單調(diào)加載，7片為低周反復(fù)加載，試件參數(shù)包括墻肢長(zhǎng)度、墻骨柱間距、墻面板厚度以及釘間距。根據(jù)試驗(yàn)現(xiàn)象和由試驗(yàn)數(shù)據(jù)對(duì)比分析了各試件的破壞模式及抗剪強(qiáng)度、抗側(cè)剛度、變形能力、剛度退化和耗能等性能指標(biāo)，結(jié)果表明，端部墻骨柱在抗拔錨栓頂部的受拉斷裂是導(dǎo)致夾板木剪力墻整體破壞的最主要原因；墻面板的厚度決定了邊緣墻骨上釘連接的破壞模式，是影響夾板木剪力墻抗側(cè)剛度和極限位移的重要因素；合理減小釘間距能明顯提升墻體的強(qiáng)度、剛度及耗能，但不宜小于75/150 mm，否則易造成頂梁板和底梁板的劈裂破壞；墻骨柱間距及墻肢長(zhǎng)度的變化則對(duì)其抗側(cè)力性能的影響較小。夾板木剪力墻具有優(yōu)異的抗側(cè)力性能，可應(yīng)用在更高抗側(cè)力需求的中高層木結(jié)構(gòu)建筑中。

夾板木剪力墻；低周反復(fù)加載；骨架曲線；抗剪強(qiáng)度；雙剪切面釘連接

輕型木結(jié)構(gòu)是北美地區(qū)最主要的房屋結(jié)構(gòu)形式之一，并且在國(guó)內(nèi)的應(yīng)用也在快速發(fā)展。輕型木結(jié)構(gòu)房屋中，木剪力墻是主要的抗側(cè)力構(gòu)件, 通常由墻骨柱、頂梁板和底梁板、門窗洞口上的過梁以及墻面板用釘連接而成[1]。然而，普通木剪力墻在水平荷載作用下容易出現(xiàn)面板釘釘頭穿透、剪斷及拔出等現(xiàn)象，進(jìn)而導(dǎo)致墻面板脫離墻骨，直至墻體徹底喪失承載能力[2-7]。VAROGLU等[8]提出了夾板木剪力墻的概念，其做法為：將墻骨對(duì)稱布置在墻面板兩側(cè)，并通過結(jié)構(gòu)釘將墻骨-墻面板-墻骨三者連接固定，最終得到一種高抗側(cè)力性能的新型木剪力墻。

近年來國(guó)外學(xué)者對(duì)此進(jìn)行了一系列研究。KARACABEYLI等[9-11]完成了2.4 m×2.4 m尺寸夾板木剪力墻的水平加載試驗(yàn)，并與普通木剪力墻進(jìn)行了比較，研究結(jié)果表明夾板木剪力墻的抗側(cè)承載能力是普通木剪力墻的三倍，抗側(cè)剛度是其兩到三倍；NI等[12]采用DRAIN-3D對(duì)含有夾板木剪力墻的四層輕木房屋開展動(dòng)力非線性分析，分析結(jié)果表明夾板木剪力墻的地震力調(diào)整系數(shù)Rd取3就能使其達(dá)到與普通剪力墻同級(jí)的安全水準(zhǔn)；2009年，美國(guó)國(guó)家科學(xué)基金會(huì)下的NEESWood項(xiàng)目[13]開展了含夾板木剪力墻的足尺六層輕木房屋的振動(dòng)臺(tái)試驗(yàn)，結(jié)果表明夾板木剪力墻具有良好的抗震性能。

綜上所述，已有研究多為夾板木剪力墻與普通剪力墻抗側(cè)力性能的對(duì)比分析，而在系統(tǒng)性的參數(shù)化對(duì)比分析研究上則比較缺乏，并且國(guó)內(nèi)夾板木剪力墻的研究鮮有見聞。鑒于此，本文通過夾板木剪力墻的水平抗側(cè)力試驗(yàn)，著重分析了夾板木剪力墻的抗剪強(qiáng)度、抗側(cè)剛度、極限變形和耗能等抗側(cè)力性能指標(biāo)，研究了墻肢長(zhǎng)度、墻骨柱間距、墻面板厚度、釘間距等參數(shù)變化對(duì)夾板木剪力墻抗側(cè)力性能的影響。

1 試驗(yàn)設(shè)計(jì)與試驗(yàn)方法

1.1 試件的設(shè)計(jì)與制作

根據(jù)夾板木剪力墻的實(shí)際構(gòu)造情況，總共制作了8片定向刨花板(OSB)夾板木剪力墻試件。試件的構(gòu)造形式如圖1所示，墻骨柱、頂梁板與底梁板組成墻骨框架，并通過釘連接將墻骨的寬面對(duì)稱固定在墻面板兩側(cè)，端部墻骨柱通過抗拔錨栓與底部基礎(chǔ)連接固定。墻骨柱、頂梁板和底梁板均采用截面尺寸為38 mm×89 mm的No.2級(jí)(我國(guó)標(biāo)準(zhǔn)為Ⅲc級(jí))云杉-冷杉-松(SPF)規(guī)格材，墻骨柱間距為406 mm或610 mm。墻骨規(guī)格材夾持的墻面板采用尺寸為1 220 mm×2 440 mm的定向刨花板(OSB)，豎向拼接，厚度分12.5 mm和15.5 mm兩種。墻骨-墻面板-墻骨之間通過國(guó)產(chǎn)鍍鋅麻花釘連接，釘子直徑為3.7 mm，長(zhǎng)度為82 mm。連接端部墻骨柱與基礎(chǔ)的抗拔錨栓由特制倒三角鋼連接件(Q235)和8.8級(jí)M16高強(qiáng)螺栓制成，布置在端部墻骨柱的內(nèi)側(cè)。各試件的具體編號(hào)和構(gòu)造情況如表1所示。

圖1 夾板木剪力墻示意圖Fig.1 Sketch of OSB sheathing sandwiched wood shear wall

試件編號(hào)加載方式墻骨柱間距/mm墻面板厚度/mm釘間距/mm墻體尺寸/mW-01單調(diào)40612.5100/2002.44×2.44W-02W-03W-04W-05W-06W-07W-08低周反復(fù)40612.5100/2002.44×2.4440612.5100/2003.05×2.4440612.5100/2003.66×2.4461012.5100/2002.44×2.4440615.5100/2002.44×2.4440615.5150/3002.44×2.4440615.575/1502.44×2.44

注：在SPF墻骨框架的寬面上雙排釘連接；其中，100/200釘間距指墻體邊緣墻骨上的釘間距為100 mm，而中間墻骨柱上的釘間距為200 mm，75/150和150/300同理。

1.2 試驗(yàn)裝置和儀器布置

本試驗(yàn)在南京工業(yè)大學(xué)土木工程學(xué)院木結(jié)構(gòu)實(shí)驗(yàn)室進(jìn)行。試驗(yàn)采用250 kN的電液伺服作動(dòng)器進(jìn)行加載，其位移量程為±250 mm。作動(dòng)器施加的水平荷載通過荷載分配鋼梁均勻傳遞給試驗(yàn)墻體，而荷載分配鋼梁則通過間距為400～600 mm的8.8級(jí)M12高強(qiáng)螺栓與墻體的頂梁板連接固定，并且墻體的底梁板也以同樣的方法固定在“幾”字形基礎(chǔ)鋼梁上。在荷載分配鋼梁兩側(cè)安裝有滑動(dòng)導(dǎo)軌，防止側(cè)向失穩(wěn)。試驗(yàn)量測(cè)項(xiàng)目主要包括：① 加載端的作用力(通過作動(dòng)器直接輸出)；② 試件頂部水平位移，通過布置在頂梁板中心處布置位移計(jì)LVDT1量測(cè)；③ 試件底部水平滑移，通過布置在底梁板中心處的位移計(jì)LVDT2量測(cè)，取Δ LVDT1-ΔLVDT2作為墻體試件荷載位移曲線中的位移數(shù)據(jù)；④ 左右端部墻骨柱的上拔位移，分別通過布置在兩端墻骨柱底部的位移計(jì)LVDT3、LVDT4量測(cè)。試驗(yàn)裝置以及儀器布置如圖2所示。

圖2 試驗(yàn)裝置及儀器布置Fig.2 Test setup

1.3 加載制度

低周反復(fù)荷載試驗(yàn)參考ISO—16670[14]所建議的位移控制加載制度，實(shí)行兩階段加載：第一階段以控制位移Δm的1.25%、2.5%、5%、7.5%和10%為幅值的三角波依次進(jìn)行單次循環(huán)加載，加載速率為10 mm/min。第二階段分別以控制位移Δm的20%、40%、60%、80%、100%和120%為幅值的三角波依次進(jìn)行三個(gè)循環(huán)加載，直至試件出現(xiàn)明顯的破壞，加載速率為40 mm/min；在該階段的加載過程中，相同位移幅值控制的三個(gè)循環(huán)結(jié)束后試驗(yàn)都稍有停頓，以便對(duì)試驗(yàn)現(xiàn)象進(jìn)行記錄。

由于低周反復(fù)加載的控制位移Δm需根據(jù)單調(diào)加載試驗(yàn)的結(jié)果來確定，因此先參照ASTM E564[15]對(duì)試件W-01進(jìn)行單調(diào)加載試驗(yàn)，并取荷載位移曲線下降段上80%峰值荷載點(diǎn)所對(duì)應(yīng)的極限位移Δu作為低周反復(fù)加載試驗(yàn)(W-02～W-08)的控制位移Δm。試件W-01的荷載位移曲線如圖3所示，計(jì)算得到Δm= 100 mm。

圖3 試件W-01的荷載位移曲線Fig.3 Load-displacement curve of specimen W-01

2 試驗(yàn)現(xiàn)象及分析

圖4 試件的破壞現(xiàn)象Fig.4 Failure patterns of specimens

在加載的前期，墻體僅發(fā)生輕微側(cè)移，釘連接處發(fā)出明顯的嘎吱聲響。在加載的中后期，各試件中的墻面板均出現(xiàn)了明顯的轉(zhuǎn)動(dòng)變形，端部墻骨柱則隨其轉(zhuǎn)動(dòng)而出現(xiàn)上拔現(xiàn)象，隨著位移加載等級(jí)的不斷增加，主要的破壞現(xiàn)象主要表現(xiàn)為以下幾個(gè)方面：① 釘連接破壞。試件W-02～W-05的底梁板處釘子劃破OSB墻面板(圖4(a))，其原因是試件W-02～W-05采用的OSB板較薄(12.5 mm)，釘子易將其撕裂，形成條形縫隙；而試件W-06～W-08的底梁板上則出現(xiàn)釘子的拔出和折斷破壞(圖4(b))，其原因是試件W-06～W-08中的OSB墻面板較厚(15.5 mm)，釘子不易將其劃破，從而發(fā)生拔出破壞或疲勞性折斷；可見OSB墻面板厚度對(duì)釘連接的破壞模式有很大影響；② 端部墻骨柱的斷裂?？拱五^栓的作用是限制端部墻骨柱的上拔，故端部墻骨柱在抗拔錨栓頂部區(qū)域所承受的拉應(yīng)力最大，當(dāng)達(dá)到其極限抗拉強(qiáng)度時(shí)，會(huì)發(fā)生脆性斷裂破壞(圖4(c))，隨后墻體的承載力出現(xiàn)大幅下降；需要指出的是，端部墻骨柱的斷裂是導(dǎo)致墻體發(fā)生傾覆的主要原因，與BUITELAAR[16]得到的結(jié)論一致；③ 底梁板破壞。試件W-08在加載到60 mm位移等級(jí)時(shí)，底梁板發(fā)生順紋劈裂(圖4(d))，這是由于該試件在邊緣墻骨上釘連接布置過于緊密(75 mm)，從而造成了底梁板的順紋撕裂破壞；試件W-03在加載到80 mm位移等級(jí)時(shí)，底梁板在抗拔錨栓孔處發(fā)生折斷破壞(圖4(e))，其原因是抗拔錨栓在底梁板上的螺栓穿孔對(duì)底梁板造成削弱，并且折斷處存在樹結(jié)缺陷；④ 墻角錨栓的變形。埋置于端部墻骨柱中的螺栓桿發(fā)生明顯彎曲變形(剖開后如圖4(f))，倒三角錨固件也出現(xiàn)輕微的拉彎變形。

3 試驗(yàn)結(jié)果及分析

3.1 滯回曲線

試件W-02～W-08的滯回曲線如圖5所示，從圖中可以看出：

(1) 在加載前期，滯回環(huán)狹長(zhǎng)，耗能較少；隨著加載位移等級(jí)的增加，滯回環(huán)逐漸趨向于反S形，滯回環(huán)較飽滿，表現(xiàn)出較好的耗能能力，但存在“捏攏”現(xiàn)象；在同一位移等級(jí)下，第二、三次循環(huán)與第一次循環(huán)相比，強(qiáng)度和剛度均出現(xiàn)明顯退化，這是由于金屬連接件(錨栓、釘子)與木材之間發(fā)生了不可恢復(fù)變形。

(2) 部分試件的滯回曲線存在略微不對(duì)稱的現(xiàn)象，這是由于在推拉過程中，往往是一端墻骨柱先發(fā)生斷裂破壞，導(dǎo)致在反向加載時(shí)該端部墻骨柱無法提供足夠的反力，相應(yīng)地另一端部墻骨柱所承受的拉力也會(huì)偏小，因而在反向加載時(shí)的峰值承載力偏低。

圖5 各試件的滯回曲線Fig.5 Hysteretic curves of specimens

3.2 各試件主要力學(xué)性能參數(shù)

根據(jù)各試件的骨架曲線(如圖6所示)可得到彈性抗側(cè)剛度、峰值荷載、抗剪強(qiáng)度和極限位移等主要力學(xué)性能參數(shù)(見表2)。

在輕型木結(jié)構(gòu)中，通常采用單位長(zhǎng)度抗側(cè)剛度和單位長(zhǎng)度抗剪強(qiáng)度來衡量剪力墻的抗剪強(qiáng)度和彈性抗側(cè)剛度[17-18]。彈性抗側(cè)剛度Ke的計(jì)算公式[14]為

圖6 各試件的骨架曲線Fig.6 Envelope curves of specimens

(1)

式中:：Δ0.4Pmax為40%的峰值荷載處所對(duì)應(yīng)的位移(mm)；Δ0.1Pmax為10%的峰值荷載處所對(duì)應(yīng)的位移(mm)；L為剪力墻試件的墻肢長(zhǎng)度(m)；Pmax為剪力墻在單向或反復(fù)荷載試驗(yàn)中的最大荷載(kN)，對(duì)于低周反復(fù)荷載試驗(yàn)，分別取骨架曲線中推拉的最大荷載值?？辜魪?qiáng)度fvd的計(jì)算公式[14]為

fvd=Pmax/L

(2)

式中:Δu為剪力墻的極限位移(mm)，取荷載位移曲線下降段上80%最大荷載處所對(duì)應(yīng)的位移，或者位移曲線未下降到80%Pmax而試件已停止試驗(yàn)時(shí)的位移。

表2 各試件的試驗(yàn)結(jié)果

注：試件W-03在受拉時(shí)，骨架曲線未下降到80%Pmax，因而Δu取試件已停止試驗(yàn)時(shí)的位移。

3.2.1 抗剪強(qiáng)度

各試件的抗剪強(qiáng)度如圖7所示，其中試件W- 08的抗剪強(qiáng)度最高，為37.83 kN/m；試件W- 07的抗剪強(qiáng)度則最小，為26.85 kN/m。試件W- 01～W- 05的抗剪強(qiáng)度值非常接近，可以看出墻肢長(zhǎng)度、墻骨柱間距的變化對(duì)抗剪強(qiáng)度幾乎沒有影響。試件W- 06的抗剪強(qiáng)度為33.5 kN/m，比試件W- 02高17.1%，可見中間墻面板厚度的增加對(duì)抗剪強(qiáng)度有一定提高；試件W- 07和W- 08的抗剪強(qiáng)度分別是試件W- 06的0.8倍和1.13倍，說明抗剪強(qiáng)度與釘間距成反比，釘間距越小，抗剪強(qiáng)度越高。

圖7 各試件的抗剪強(qiáng)度Fig.7 Shear strength of specimens

3.2.2 彈性抗側(cè)剛度

各試件的彈性抗側(cè)剛度如圖8所示，其中試件W- 08的抗側(cè)剛度最大，為1.14 kN/m-1/mm，試件W- 06和W- 07的抗側(cè)剛度僅為其91.2%和64%，可見釘間距也是影響抗側(cè)剛度的關(guān)鍵因素，釘間距越大則抗側(cè)剛度越小。試件W- 02的抗側(cè)剛度為0.86 kN/m/mm，試件W- 05和W- 06的抗側(cè)剛度分別是其1.02倍和1.21倍，可見墻骨柱間距的變化對(duì)抗側(cè)剛度沒有影響，而增大墻面板厚度能提高墻體的抗側(cè)剛度；相比于試件W- 02，試件W- 03和W- 04的抗側(cè)剛度分別下降了14%和19.8%，墻體的抗側(cè)剛度隨墻肢長(zhǎng)度的增大而有所降低，作者認(rèn)為這種現(xiàn)象與端部墻骨柱的上拔有關(guān)。

圖8 各試件的彈性抗側(cè)剛度Fig.8 Lateral stiffness of specimens

需要指出的是，試件W- 01和W- 02的抗側(cè)剛度約為文獻(xiàn)[19]中普通木剪力墻(相似構(gòu)造參數(shù)下)的兩倍，抗剪強(qiáng)度約是其三倍，與VAROGLU等[10]得到的結(jié)論相似。

3.2.3 極限位移

相比于單調(diào)荷載作用下的試件W- 01，試件W- 02在反復(fù)荷載作用下的極限位移要比其小17.2%，這是因?yàn)樵诜磸?fù)荷載作用下，部分釘子因?yàn)槠谡蹟喽鴨适С休d力，并且金屬連接件(錨栓、釘子)與木材之間由于反復(fù)擠壓容易出現(xiàn)不可恢復(fù)的變形。

試件W- 02～W- 05的極限位移比較接近，平均值為90.5 mm，可見墻肢長(zhǎng)度和墻骨柱間距對(duì)墻體極限位移的影響較??；試件W- 06～W- 08的極限位移相差也較小，平均值為78 mm，說明釘間距對(duì)墻體極限位移的影響也很小。試件W- 02～W- 05的平均極限位移要比試件W- 06～W- 08高16%，結(jié)合前述試驗(yàn)現(xiàn)象，可以認(rèn)為極限位移與墻體中釘連接的破壞模式有關(guān)，墻面板厚為12.5 mm的試件W- 02～W- 05主要表現(xiàn)為釘子劃破墻面板的破壞，釘連接的變形能力較弱，而墻面板厚為15.5 mm的試件W- 06～W- 08中則主要為釘子的拔出破壞，釘連接的變形能力較強(qiáng)。

3.3 剛度退化

在往復(fù)荷載作用下，試件的抗側(cè)力剛度會(huì)隨循環(huán)次數(shù)和加載位移等級(jí)的增大而減小，這種現(xiàn)象稱之為剛度退化。割線剛度可用來描述試件在往復(fù)荷載作用下的剛度退化，反映結(jié)構(gòu)的損傷累積過程，計(jì)算公式[20]為

(3)

(1) 隨著循環(huán)次數(shù)和加載位移等級(jí)的增加，各試件的有效剛度呈整體均勻下降的趨勢(shì)。這是因?yàn)殡S著循環(huán)加載的進(jìn)行，墻體中的釘連接會(huì)相繼破壞并退出工作，木構(gòu)件也逐漸出現(xiàn)破壞。

(2) 試件W- 04的有效剛度最大，這是由于其墻肢長(zhǎng)度最大，相應(yīng)的釘連接的數(shù)量最多，相同位移水平下所能承受的荷載也最大；對(duì)比試件W- 06～W- 08可以發(fā)現(xiàn)，有效剛度隨著釘間距的減小而增大。

圖9 各試件的有效剛度曲線Fig.9 Secant stiffness curves of specimens

3.4 耗能分析

結(jié)構(gòu)的耗能能力是評(píng)價(jià)其抗震性能的重要指標(biāo)，是其抗側(cè)剛度和延性的綜合體現(xiàn)。耗能大小可用滯回環(huán)所包圍的面積來衡量，面積越大則耗能能力越強(qiáng)。夾板木剪力墻的耗能主要來源于釘連接的變形、構(gòu)件之間的擠壓、螺栓的變形、木材的變形和劈裂等。

各試件在不同位移等級(jí)下的耗能情況如圖10所示，從圖中可以看出，各試件在承載力達(dá)到峰值之前，耗能能力呈線性上升，而在結(jié)構(gòu)破壞之后則明顯下降。

圖10 各試件在不同位移等級(jí)下的耗能Fig.10 Energy dissipation of specimens in different displacement levels

對(duì)比各試件的累計(jì)耗能情況(圖11)，可以看出：① 試件W- 04的累計(jì)耗能最多，為63.21 kJ，試件W- 02和W- 03的累計(jì)耗能僅為其56%和72.5%，可見累計(jì)耗能與墻肢長(zhǎng)度幾乎呈線性關(guān)系，墻肢越長(zhǎng)則對(duì)應(yīng)的釘連接數(shù)量和耗能就越大；② 試件W- 05和W- 02的累計(jì)耗能幾乎相同，表明墻骨柱間距的變化對(duì)耗能沒有影響；③ 試件W- 07累計(jì)耗能最少，為26.19 kJ，試件W- 06和W- 08的累計(jì)耗能分別是其1.31倍和1.41倍，這是由于減小釘間距能增加耗能元件釘連接的數(shù)量，相應(yīng)地也提高了耗能能力。

圖11 各試件的累計(jì)耗能Fig.11 Cumulative Energy dissipation of specimens

4 結(jié) 論

根據(jù)夾板木剪力墻的試驗(yàn)研究，本文主要得出以下結(jié)論：

(1) 墻面板厚為15.5 mm時(shí)，墻體所表現(xiàn)出的剛度和極限位移比墻面板厚為12.5 mm時(shí)略高，這與不同的釘連接破壞模式有關(guān)：墻面板厚為12.5 mm時(shí)，主要表現(xiàn)為釘子劃破墻面板的破壞，而墻面板厚為15.5 mm時(shí)，則主要表現(xiàn)為釘子的拔出和疲勞折斷。

(2) 墻肢長(zhǎng)度的變化對(duì)單位長(zhǎng)度抗剪強(qiáng)度幾乎沒有影響，但單位長(zhǎng)度抗側(cè)剛度會(huì)隨墻肢長(zhǎng)度的增加而略有降低。

(3) 釘間距的大小決定了墻體中釘連接的數(shù)量，合理減小釘間距能明顯提升墻體的強(qiáng)度、剛度及耗能，但不宜小于75/150 mm，否則易造成頂梁板和底梁板的劈裂破壞。

(4) 與普通木剪力墻不同，夾板木剪力墻的中間墻骨柱與頂梁板、底梁板之間僅為幾何接觸，其主要作用是增加墻面板的平面外抗彎剛度以防止墻體的側(cè)向屈曲，因而墻骨柱間距的變化對(duì)夾板木剪力墻抗側(cè)力性能的影響很小。

另外，針對(duì)夾板木剪力墻的實(shí)際應(yīng)用，提出以下建議：

(1) 頂梁板、底梁板和端部墻骨柱等邊緣墻骨容易發(fā)生劈裂和斷裂現(xiàn)象，且端部墻骨柱在抗拔錨栓頂部發(fā)生的受拉斷裂是導(dǎo)致整體破壞的最主要原因。在實(shí)際工程應(yīng)用中建議選用抗拉強(qiáng)度較高的樹種來制作邊緣墻骨，如歐洲赤松等，且其上應(yīng)避免指接縫、樹結(jié)、腐爛等缺陷。

(2) 夾板木剪力墻的抗側(cè)剛度和抗剪強(qiáng)度分別是普通木剪力墻的兩倍和三倍左右，因而可作為梁柱木框架構(gòu)的填充剪力墻應(yīng)用在抗側(cè)力需求更高的中高層木結(jié)構(gòu)建筑中。

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Lateral force resistance performance of sheathing sandwiched wood shear walls

ZHENG Wei, LU Weidong, LIU Weiqing, LIU Xingxing

(Department of Civil Engineering, Nanjing Tech University, Nanjing 211816, China)

In order to evaluate the influences of different structural forms on the lateral force resistance performance of sheathing sandwiched wood shear walls, one monotonic loading test and seven reversed cyclic tests were performed for 8 specimens of such walls. Four typical specimen parameters were considered including wall length, stud spacing, sheathing plate thickness and nails spacing. The specimens’ failure modes and their shear strength, lateral stiffness, ultimate displacement, stiffness degradation and energy dissipation were analyzed and compared. The results showed that the tensile fracture of end stud appearing at the top of hold-down is the main cause for the overall damage of sheathing sandwiched wood shear walls; the sheathing plate thickness determines the failure modes of nail connections on the edge frame, and it has significant effects on the lateral stiffness and ultimate displacement of the walls; appropriate decrease in nails spacing can increase the shear strength and lateral stiffness of the walls, but the nails spacing should be larger than 75/150 mm to avoid splitting of top plates and bottom plates; sheathing sandwiched shear walls have an excellent lateral force resistance performance and can be applied in high-rise or mid-rise timber buildings.

sheathing sandwiched wood shear wall; reversed cyclic test; envelope curve; shear strength; double-shear nail connection

國(guó)家自然科學(xué)基金面上項(xiàng)目(51378225)

2015-07-06 修改稿收到日期：2015-10-11

鄭維 男，博士生，1987年生

陸偉東 男，博士，教授，1970年生

TU366.2

A

10.13465/j.cnki.jvs.2016.19.016