現(xiàn)澆與裝配整體式剪力墻結(jié)構(gòu)強(qiáng)震作用下非線性分析

孫千偉 薛 亮 任曉丹，* 許海巖 楊成棟

（1.中國二十冶集團(tuán)有限公司裝配式建筑工程技術(shù)中心，上海 201900；2.同濟(jì)大學(xué)建筑工程系，上海 200092；3.上海超高層建筑設(shè)計工程技術(shù)研究中心，上海 200002）

0 引 言

裝配式建筑是用預(yù)制部件在工地裝配而成的建筑。發(fā)展裝配式建筑是建造方式的重大變革，是推進(jìn)供給側(cè)結(jié)構(gòu)性改革和新型城鎮(zhèn)化發(fā)展的重要舉措，有利于節(jié)約資源能源、減少施工污染、提升勞動生產(chǎn)效率和質(zhì)量安全水平，有利于促進(jìn)建筑業(yè)與信息化工業(yè)化深度融合、培育新產(chǎn)業(yè)新動能、推動化解過剩產(chǎn)能。近年來，我國積極探索裝配式建筑的發(fā)展，上海、深圳、北京等一線城市裝配式建筑項目規(guī)模較大，裝配式技術(shù)推廣應(yīng)用較早，經(jīng)過較多實踐的驗證和優(yōu)化，裝配式技術(shù)已經(jīng)相對較為成熟。目前我國進(jìn)一步向提高建筑性能、綜合集成和實施效率方面發(fā)展，實現(xiàn)了建筑高性能、環(huán)保節(jié)能、長壽命等目標(biāo)，全程高效將拆分的構(gòu)件組合成整體，由此完成裝配式剪力墻結(jié)構(gòu)的設(shè)計工作。由于裝配式結(jié)構(gòu)豎向通過灌漿套筒進(jìn)行連接，水平方向通過現(xiàn)澆節(jié)點(diǎn)把預(yù)制結(jié)構(gòu)拼接在一起，這就造成了裝配整體式結(jié)構(gòu)有大量的拼接縫存在，這勢必影響了預(yù)制結(jié)構(gòu)的整體性能。

目前裝配式結(jié)構(gòu)性能的研究主要從構(gòu)件層次展開，張晉元等［1］提出了一種傳力路徑明確，施工方便的的裝配式混凝土節(jié)點(diǎn)。肖阿林［2］對裝配式剪力墻套筒灌漿的施工工藝進(jìn)行了適用性研究。黃靚等［3］研究了不同連接方式對裝配式混凝土砌塊填充墻抗震性能的影響。但對于整體結(jié)構(gòu)性能的研究較少，尤其缺乏合理的整體結(jié)構(gòu)數(shù)值分析建模方法。2014年許銘［4］采用有限元分析軟件MIDAS/Building，并結(jié)合精細(xì)化分析中得到的全裝配式混凝土剪力墻的剛度及承載力折減系數(shù)，對現(xiàn)澆模型進(jìn)行剛度及承載力的折減，將其等效成裝配式剪力墻模型。該模擬在一定程度上反應(yīng)了裝配式結(jié)構(gòu)和現(xiàn)澆結(jié)構(gòu)的異同，宏觀上體現(xiàn)出了兩者之間關(guān)于整體性能、抗震能力的差異。但是沒有考慮套筒對剪力墻局部加強(qiáng)的作用，以及鋼筋在套筒內(nèi)的滑移。基于上述認(rèn)識，本文依托實際的工程實例，采用了新式的建模方法，建立了裝配式整體結(jié)構(gòu)與現(xiàn)澆整體結(jié)構(gòu)的新式有限元模型，進(jìn)行了強(qiáng)震作用下的非線性分析和對比研究。

1 工程概況

本研究依托中國二十冶江蘇邳州云鼎新宜家安置房建設(shè)項目14#建筑，如圖1所示，該項目地下1層、地上27層。其中1—5層為現(xiàn)澆結(jié)構(gòu)，6—27層為裝配式剪力墻結(jié)構(gòu)。地上建筑面積為19 276.33 m2，地下建筑面積為736.75 m2，主屋面高度為78.6 m。其各樓層信息如表1所示。

圖1 工程實際效果圖Fig.1 Architectural rendering

表1 樓層信息及構(gòu)件混凝土強(qiáng)度等級Table 1 Floor information and concrete strength grade of components

1.1 結(jié)構(gòu)體系及計算方法

主體結(jié)構(gòu)設(shè)計使用年限為50年，工程抗震設(shè)防類別為丙類，抗震設(shè)防烈度為8度，設(shè)計基本地震加速度為0.20g，設(shè)計地震分組為第二組，建筑場地類別為Ⅲ類，特征周期T為0.55 s。框架梁、柱抗震等級為二級，剪力墻（含暗柱、端柱、連梁）抗震等級為二級。采用樁筏基礎(chǔ)，地基基礎(chǔ)設(shè)計等級為乙級，樁基設(shè)計等級為乙級。

結(jié)構(gòu)設(shè)計以現(xiàn)行規(guī)范為依據(jù)，結(jié)構(gòu)計算及主要設(shè)計方法與一般現(xiàn)澆結(jié)構(gòu)相同，采用YJK對整體結(jié)構(gòu)進(jìn)行多遇地震彈性分析，結(jié)果表明，構(gòu)件承載力和變形均滿足《高層建筑混凝土結(jié)構(gòu)技術(shù)規(guī)程》（JGJ 3—2010）［5］（簡稱《高規(guī)》）的要求。整體結(jié)構(gòu)主要計算結(jié)果如表2所示。

表2 整體結(jié)構(gòu)主要計算結(jié)果Table 2 Main calculation results of structure

由表2可知，第一扭轉(zhuǎn)主振型與第一平動主振型周期之比為0.85，小于0.90，周期比滿足《高規(guī)》的要求。地震作用下層間位移角及層間位移比均滿足《高規(guī)》的要求。

1.2 預(yù)制結(jié)構(gòu)設(shè)計

本項目按等同現(xiàn)澆方法進(jìn)行裝配整體式剪力墻結(jié)構(gòu)設(shè)計，結(jié)構(gòu)中包含預(yù)制墻板、預(yù)制疊合樓板、預(yù)制樓梯等預(yù)制構(gòu)件，結(jié)構(gòu)整體預(yù)制率約為30%。其中剪力墻邊緣約束構(gòu)件以及異形剪力墻節(jié)點(diǎn)連接部位采用現(xiàn)澆，預(yù)制剪力墻與現(xiàn)澆剪力墻連接節(jié)點(diǎn)如圖2和圖3所示，其他位置的分布鋼筋采用灌漿套筒連接，套筒連接方式為梅花樁排布連接。結(jié)構(gòu)設(shè)計中使用的套筒厚度為7 mm，強(qiáng)度為400 MPa，灌漿料養(yǎng)護(hù)28 d后強(qiáng)度為85 MPa。鋼筋套筒灌漿連接接頭采用的灌漿料符合《鋼筋連接用套筒灌漿料》（JG/T 408）［6］的規(guī)定及《裝配式混凝土結(jié)構(gòu)技術(shù)規(guī)程》（JGJ—2014）［7］的要求。由于該項目剪力墻節(jié)點(diǎn)由多個預(yù)制剪力墻組裝而成，組裝過程會形成大量的橫向接縫與豎向接縫。由于接縫的存在，在地震作用下將產(chǎn)生滑移，導(dǎo)致結(jié)構(gòu)整體性削弱。在裝配式結(jié)構(gòu)的有限元建模中，綜合考量現(xiàn)澆與裝配式結(jié)構(gòu)的差異以及適當(dāng)簡化有限元模型，將這種滑移和整體性的削弱等效為裝配整體式剪力墻結(jié)構(gòu)在地震作用下豎向連接性能的衰退。

圖2 L形接縫構(gòu)造Fig.2 L-shaped joint structure

圖3 水平一字形接縫構(gòu)造Fig.3 Horizontal I-shaped joint structure

預(yù)制板與后澆混凝土疊合層之間的結(jié)合面設(shè)置粗糙面，粗糙面的面積不小于結(jié)合面的80%，預(yù)制板的粗糙面凹凸深度不小于4 mm。疊合板板端支座處，預(yù)制板內(nèi)的縱向受力鋼筋從板端伸出并錨入支承梁或墻的后澆混凝士中，板與梁的搭接節(jié)點(diǎn)形式如圖4所示。

圖4 板、梁搭接節(jié)點(diǎn)Fig.4 Lap joint of slab and beam

預(yù)制墻體與疊合樓板之間為現(xiàn)澆節(jié)點(diǎn)，豎向墻體通過漿錨連接，其連接節(jié)點(diǎn)形式如圖5和圖6所示。

圖5 預(yù)制剪力墻與樓板搭接節(jié)點(diǎn)1Fig.5 Precast shear wall and floor lap joint 1

圖6 預(yù)制剪力墻與樓板搭接節(jié)點(diǎn)2Fig.6 Precast shear wall and floor lap joint 2

2 有限元分析

結(jié)構(gòu)整體模型由YJK建立，然后由YJK中內(nèi)置的ABAQUS接口導(dǎo)出inp文件，由于本文主要分析現(xiàn)澆整體結(jié)構(gòu)和裝配整體式結(jié)構(gòu)在強(qiáng)震作用下的上部結(jié)構(gòu)響應(yīng)的差異，模型中暫未考慮地下室。為了降低計算成本，減少單元數(shù)量，模型中墻元和板元最大尺寸為1 m，即每層剪力墻有3排單元。PC墻部分去掉墻體豎向分布筋，豎向連接鋼筋由T3D2桁架單元模擬，與剪力墻采用共節(jié)點(diǎn)的方式連接；由于連接鋼筋間距為1 m，按2根直徑18 mm的面積等效取值，連接鋼筋截面積為2.09×10-4m2，套筒部分截面積為0.0157m2，材料均采用HRB400。有限元模型如圖7和圖8所示。

圖7 梁柱單元有限元模型Fig.7 Finite element model of beam column element

圖8 墻殼單元有限元模型Fig.8 Finite element model of wall shell element

2.1 材料本構(gòu)

2.1.1 鋼筋本構(gòu)

在有限元分析模型中，分布鋼筋采用理想彈塑性模型，受力主筋采用雙線性隨動強(qiáng)化模型，該模型能考慮包辛格效應(yīng)，在應(yīng)力循環(huán)過程中不考慮剛度退化。鋼筋屈服強(qiáng)度標(biāo)準(zhǔn)值及極限強(qiáng)度標(biāo)準(zhǔn)值均按GB 50010—2010《混凝土結(jié)構(gòu)設(shè)計規(guī)范》［8］表4.2.2-1采用，極限應(yīng)變?nèi)?.02?？紤]到裝配式結(jié)構(gòu)中在套筒內(nèi)的鋼筋存在滑移情況，用規(guī)范中建議的循環(huán)加載本構(gòu)來考慮在地震動作用下的滑移情況，如圖9所示。

圖9 循環(huán)加載鋼筋本構(gòu)Fig.9 Cyclic loading reinforcement constitutive model

2.1.2 混凝土本構(gòu)

混凝土本構(gòu)材料選用同濟(jì)大學(xué)李杰教授課題組［9-11］的彈塑性損傷模型，從考慮損傷和塑性的耦合效應(yīng)入手，引入彈塑性Helmholtz自由能勢，基于損傷能釋放率建立損傷準(zhǔn)則，形成了具有熱力學(xué)基礎(chǔ)的雙標(biāo)量彈塑性損傷模型［12-14］。在這一模型中，首先將應(yīng)變分解為彈性應(yīng)變εe與塑性應(yīng)變εp兩部分，有

式中，四階張量C0表示無損材料的彈性剛度。

為了考慮受拉、受壓對混凝土非線性行為的不同影響，將有效應(yīng)力分解為正、負(fù)兩個分量：

式中，表示兩個張量的雙點(diǎn)積P+和P-為四階投影張量，定義為

在不可逆熱力學(xué)框架內(nèi)，應(yīng)基于Helmholtz自由能勢建立彈塑性損傷理論［15］。為此，將總Helmholtz自由能勢分解為彈性與塑性兩個部分，彈性和塑形Helmholtz自由能勢可進(jìn)一步分解為受拉、受壓兩個分量。不可逆熱力學(xué)認(rèn)為：內(nèi)變量的演化由其熱力學(xué)對偶力控制。因此，可將損傷準(zhǔn)則定義為損傷能釋放率Y±的函數(shù)，有

式中，r+與r-分別為受拉、受剪損傷能釋放率的閾值，用以控制損傷的發(fā)展。

采用基于D-P型的塑性勢函數(shù)［16］，推導(dǎo)得到了損傷能釋放率Y±的表達(dá)式為

式中：E0與ν0分別為材料的彈性模量和泊松比；與分別為有效應(yīng)力正、負(fù)分量的第一不變量；與為有效應(yīng)力偏量正、負(fù)分量的第二不變量。

式中，α和b均為材料參數(shù)。

基于物理損傷一致性條件，進(jìn)一步得到了能量等效應(yīng)變表達(dá)式：

因此，多維受力條件下的損傷演化可以由式（8）中能量等效應(yīng)變直接代入一維損傷演化得到。分析中采用《混凝土結(jié)構(gòu)設(shè)計規(guī)范》（GB 50010—2010）附錄C［8］建議表達(dá)式描述損傷演化。

混凝土典型受拉、受壓全曲線如圖10所示。在數(shù)值模擬過程中，采用了基于上述研究成果開發(fā)的能較為準(zhǔn)確地模擬混凝土非線性性能，并且保證數(shù)值模擬穩(wěn)定、高效的混凝土一維與多維本構(gòu)關(guān)系計算模塊。該模塊在本課題組以往的研究中經(jīng)過了大量試驗結(jié)果的驗證，計算精度與捕捉混凝土非線性行為的能力均證明較好。

圖10 考慮損傷的混凝土應(yīng)力應(yīng)變?nèi)€Fig.10 Stress-strain curve of concrete considering damage

2.2 單元選擇

模型中的鋼筋采用桁架單元T3D2，對于剪力墻，樓板中的分布筋，直接應(yīng)用ABAQUS中“*rebar”命令，將鋼筋直接嵌入剪力墻和板中，由于在ABAQU/Explicit模塊中梁柱beam單元不支持“*rebar”命令，故采用面積等效的形式，并考慮混凝土保護(hù)層的厚度影響，采用等位置原則將鋼筋建立成一個箱形截面，將鋼筋材料的箱形截面與混凝土梁柱截面以共節(jié)點(diǎn)的方式共同工作。

模型剪力墻與樓板選擇S4R單元，此單元可以通過“*rebar”命令將鋼筋嵌入到混凝土中，使墻板中的鋼筋與混凝土共同工作。而對于梁柱單元選用鐵摩辛柯三維纖維梁單元B31，該單元不僅可以產(chǎn)生軸向彎曲和扭轉(zhuǎn)變形，還考慮了橫向剪切變形，能正確地反映梁柱構(gòu)件在彎矩、剪力、軸力等復(fù)合作用下的變形反應(yīng)。采用B31單元模擬梁柱構(gòu)件時，沿桿長方向?qū)?gòu)件劃分為多個單元。每個單元兩端各有一個節(jié)點(diǎn)，在單元中部有一個積分點(diǎn)，計算時通過線性插值算法將單元兩端節(jié)點(diǎn)的受力與變形積分到單元中部的積分點(diǎn)上。在積分點(diǎn)處，截面被劃分成若干纖維（截面點(diǎn)），根據(jù)平截面假定可確定各纖維的應(yīng)變。進(jìn)而依據(jù)單元材料的單軸本構(gòu)關(guān)系，可以得到每根纖維的當(dāng)前應(yīng)力。然后在積分點(diǎn)處截面上進(jìn)行積分形成截面力，再沿桿長積分則可得到單元兩端節(jié)點(diǎn)的內(nèi)力。

2.3 荷載及地震波輸入

為考慮該場地類別下地震動作用下的結(jié)構(gòu)的大震非線性性能，有限元分析均采用顯示動力算法［17］。分為兩個分析步，第一步施加重力荷載（YJK導(dǎo)入的節(jié)點(diǎn)荷載）；第二部施加地震荷載，選取地震波為ChiChi，Taiwan-02_NO_2196（Tg=0.52 s），該組地震波通過結(jié)構(gòu)基底雙向輸入，為簡化計算，輸入時取X向為主方向。按8度（0.2g）罕遇地震烈度水準(zhǔn)要求，根據(jù)JGJ 3—2010《高層混凝土結(jié)構(gòu)設(shè)計規(guī)程》有關(guān)條款規(guī)定，將主方向地震動加速度峰值調(diào)幅至400 gal，主次方向地震波加速度峰值比取1∶0.85。地震波加速度記錄時間間隔取0.02s，地震作用時長均取36 s。X方向地震波如圖11所示，Y方向地震波如圖12所示。

圖11 X向地震波Fig.11 X-direction seismic wave

圖12 Y向地震波Fig.12 Y-direction seismic wave

2.4 樓板的處理

樓板采用殼單元進(jìn)行模擬，可考慮彈性樓板、剛性樓板和彈塑性損傷樓板。彈性樓板可以正確模擬樓板剛度對整體結(jié)構(gòu)剛度的貢獻(xiàn)，一般不關(guān)心樓板自身的受力性能狀態(tài)。而采用全樓剛性樓板假定時，需附加考慮樓板對梁剛度的放大作用，給定中梁和邊梁不同的放大系數(shù)，但彈塑性分析中需要模擬桿件界面上塑性和損傷的發(fā)展，而剛度是和界面對應(yīng)的，隨意調(diào)整梁剛度，將導(dǎo)致彈塑性響應(yīng)狀態(tài)無法清晰描述。因此，采用通用程序進(jìn)行彈塑性分析時，假定剛性樓板一般是不太合適的［18］。當(dāng)全樓采用彈塑性樓板時，即采用殼元模擬樓板，根據(jù)設(shè)計結(jié)果，采用“*rebar”命令對樓板進(jìn)行配筋，樓板混凝土采用基于彈塑性損傷的材料模型，鋼筋也用彈塑性本構(gòu)關(guān)系進(jìn)行模擬，這樣既能較為準(zhǔn)確地反映樓板的實際剛度對整體結(jié)構(gòu)的影響，又可分析樓板本身在地震作用下的性能狀態(tài)，如混凝土的開裂、壓碎、鋼筋屈服等。而且在顯示積分計算下，剛度矩陣無須迭代，因此分析時間不會顯著增加。故本次模擬選用全樓彈塑性損傷樓板，在分析成本較低的情況下也能得到接近結(jié)構(gòu)真實破壞的情況。

2.5 次梁和連梁的處理

當(dāng)樓板采用彈塑性損傷模型時，次梁的簡化可能對整體結(jié)構(gòu)分析產(chǎn)生影響，刪除次梁將導(dǎo)致次梁上方的樓板失去支撐，樓板的跨度被放大，在地震作用下將導(dǎo)致局部豎向振型，應(yīng)力和撓度結(jié)果失真。所以本文模型沒有刪除次梁，但是為了優(yōu)化局部不規(guī)則網(wǎng)格，對整體結(jié)構(gòu)的連梁跨高比進(jìn)行了調(diào)整，將計算跨高比修改為0.1，同時對豎向網(wǎng)格不對齊的位置進(jìn)行局部調(diào)整并使其對齊，這樣在不影響整體結(jié)構(gòu)分析下進(jìn)行優(yōu)化調(diào)整。

2.6 粘結(jié)滑移的考慮

在裝配整體式有限元模型中，為反應(yīng)套筒對墻體局部剛度分布的改變，用beam單元建立了套筒模型，并以共節(jié)點(diǎn)的形式嵌入至墻體中與結(jié)構(gòu)共同工作（圖13）。而在套筒漿錨連接的裝配式剪力墻結(jié)構(gòu)中，部分豎向鋼筋通過套筒內(nèi)的高強(qiáng)灌漿料來傳遞粘結(jié)應(yīng)力，而在實際工程中，受到施工質(zhì)量、施工工藝等原因的影響，可能出現(xiàn)套筒灌漿不飽滿、鋼筋套筒內(nèi)連接存在偏心及錨固長度不足的現(xiàn)象，導(dǎo)致裝配式結(jié)構(gòu)豎向連接性能降低，影響地震作用下的結(jié)構(gòu)整體性［19-20］。為了體現(xiàn)出裝配整體結(jié)構(gòu)與現(xiàn)澆結(jié)構(gòu)在地震作用下的差異性，將裝配式結(jié)構(gòu)中套筒內(nèi)的鋼筋本構(gòu)替換為《混凝土結(jié)構(gòu)設(shè)計規(guī)范》（GB 50010—2010）中建議的循環(huán)鋼筋本構(gòu)，此鋼筋本構(gòu)在應(yīng)力循環(huán)加載下有剛度退化、塑性變形顯著增加的特性，本文將循環(huán)加載下鋼筋本構(gòu)的特性等效考慮為地震作用下豎向連接鋼筋與灌漿料粘結(jié)能力的退化。

圖13 鋼筋豎向連接處理Fig.13 Vertical connection mode of reinforcement

3 有限元結(jié)果分析

3.1 結(jié)構(gòu)整體損傷

有限元結(jié)果顯示，在圖14至圖17中，裝配式結(jié)構(gòu)與現(xiàn)澆結(jié)構(gòu)在地震作用下，其受拉損傷都集中于18～23層而非底部現(xiàn)澆層，其損傷分布及損傷大小基本相同，表明裝配式結(jié)構(gòu)在地震作用下，其薄弱層位置與現(xiàn)澆結(jié)構(gòu)基本一致。對比受壓損傷，現(xiàn)澆與裝配式差異不明顯。表明兩者抗震耗能能力基本相當(dāng)，混凝土壓潰位置基本一致。

圖15 現(xiàn)澆整體受拉損傷Fig.15 Tensile damage of cast-in-situ structure

圖16 裝配式整體受壓損傷Fig.16 Compression damage of fabricated structure

圖17 現(xiàn)澆整體受壓損傷Fig.17 Compression damage of cast-in-situ structure

3.2 局部損傷對比

在圖18和圖19中，對比18～23層的損傷情況，有限元結(jié)果表明現(xiàn)澆結(jié)構(gòu)的損傷主要集中在每層的底部，損傷相對集中，表明裂縫主要在墻底部開始發(fā)展，符合現(xiàn)澆結(jié)構(gòu)剪力墻破壞的特征。而裝配式墻體在每層墻底部損傷較為明顯，但損傷同時也向墻體上方擴(kuò)散，損傷有向四周彌散的趨勢，而且在套筒區(qū)域損傷明顯小于套筒周邊區(qū)域，表明有限元正確地模擬了套筒的加強(qiáng)作用。

圖18 18-23F裝配式混凝土受拉損傷Fig.18 Tensile damage of 18-23 floors of fabricated structure

圖19 18-23F現(xiàn)澆混凝土受拉損傷Fig.19 Tensile damage of 18-23 floors of cast-in-situ structure

3.3 鋼筋塑性變形

對比圖20和圖21中鋼筋的塑性變形，發(fā)現(xiàn)現(xiàn)澆結(jié)構(gòu)的塑性變形為0，表明該結(jié)構(gòu)在地震作用下鋼筋還未出現(xiàn)塑性鉸，結(jié)構(gòu)整體變形不大，整體性能較強(qiáng)。而裝配式結(jié)構(gòu)受力主筋進(jìn)入塑性階段，最大塑性應(yīng)變?yōu)?.000 557 1，表明裝配式結(jié)構(gòu)在同等地震作用下，其鋼筋滑移變形較大，整體性能較弱。上述結(jié)構(gòu)表明，通過改變灌漿套筒處的鋼筋本構(gòu)，套筒用beam單元模擬，將其嵌入墻單元中。可以反映出裝配式墻體鋼筋在套筒內(nèi)滑移的特征，能夠正確模擬出裝配式整體性能的差異。

圖20 裝配式結(jié)構(gòu)鋼筋塑性應(yīng)變Fig.20 Plastic strain of fabricated structural reinforcement

圖21 現(xiàn)澆結(jié)構(gòu)鋼筋塑形應(yīng)變Fig.21 Plastic strain of cast-in-situ structural reinforcement

3.4 主次梁損傷

本次模擬考慮了主次梁對結(jié)構(gòu)的影響，觀察圖22至圖25，現(xiàn)澆與預(yù)制結(jié)構(gòu)的受拉損傷都較為嚴(yán)重，表明在地震作用下，主次梁基本遭到不可修復(fù)的破壞。而受壓損傷中梁柱節(jié)點(diǎn)相交處較為嚴(yán)重，表明混凝土在節(jié)點(diǎn)處出現(xiàn)先壓潰的現(xiàn)象，符合我國規(guī)范“強(qiáng)柱弱梁，強(qiáng)節(jié)點(diǎn)弱構(gòu)件”的規(guī)定。實現(xiàn)了讓構(gòu)件先耗能破壞，主體結(jié)構(gòu)后耗能破壞，起到了耗能減震的作用。

圖22 裝配式梁柱受拉損傷Fig.22 Tension damage of fabricated beam column

圖23 現(xiàn)澆梁柱受拉損傷Fig.23 Tensile damage of cast-in-situ beam and column

圖24 裝配式梁柱受壓損傷Fig.24 Compression damage of fabricated beams and columns

圖25 現(xiàn)澆梁柱受拉損傷Fig.25 Tensile damage of cast-in-situ beam and column

3.5 基底剪力時程對比

對比圖26和圖27，有限元模型底部參考點(diǎn)剪力時程，模型一為裝配式結(jié)構(gòu)，模型二為現(xiàn)澆結(jié)構(gòu)模型。帶套筒模型X向最大基底剪力為41 903.8 kN，Y向最大基底剪力為36 315.1 kN；不帶套筒模型X向最大基底剪力為41 854.9 kN，Y向最大基底剪力為36 346.4 kN。加載后期，現(xiàn)澆模型的X向基底剪力要大于裝配式模型，Y向基底剪力基本一致。

圖26 X向基底剪力時程對比圖Fig.26 Time history comparison of X-direction base shear

圖27 Y向基底剪力時程對比圖Fig.27 Time history comparison of Y-direction base shear

3.6 頂點(diǎn)位移時程對比

對比圖28和圖29，有限元模型頂部參考點(diǎn)位移時程，帶套筒模型X向最大頂點(diǎn)位移為0.195 m，Y向最大頂點(diǎn)位移為0.110 m；不帶套筒模型X向最大頂點(diǎn)位移為0.180 m，Y向最大頂點(diǎn)位移為0.118 m。帶套筒模型、不帶套筒模型的X向頂點(diǎn)位移幾乎一致；加載后期，裝配式結(jié)構(gòu)Y向頂點(diǎn)位移要小于現(xiàn)澆結(jié)構(gòu)。

圖28 X向頂點(diǎn)位移時程對比圖Fig.28 Comparison of time history of vertex displacement in X direction

圖29 Y向頂點(diǎn)位移時程對比圖Fig.29 Comparison of time history of vertex displacement in Y direction

4 結(jié) 論

（1）墻體中分布鋼筋用*rebar命令進(jìn)行配筋，墻體受力主筋與柱中鋼筋與剪力墻單元共節(jié)點(diǎn)來模擬剪力墻結(jié)構(gòu)。從分析結(jié)果來看，結(jié)構(gòu)的位移和基底剪力時程、混凝土的損傷分布等都比較合理，表明采用上述方法是可行的。

（2）混凝土受拉損傷均集中在18～23層，而非底部現(xiàn)澆區(qū)，裝配式剪力墻連接區(qū)的整體性能相對較差；但裝配式剪力墻豎向連接鋼筋的塑性應(yīng)變幾乎為0，即鋼筋尚未進(jìn)入屈服，表明在罕遇地震下，裝配式剪力墻的連接區(qū)沒有發(fā)生破壞，具備足夠的安全儲備。

（3）在裝配式剪力墻結(jié)構(gòu)，混凝土的損傷分布較為彌散，體現(xiàn)了套筒的加強(qiáng)作用，致使損傷在套筒附近減少，向周圍擴(kuò)散。

（4）罕遇地震下，連梁和框梁損傷程度較大，發(fā)生不同程度的破壞，能夠發(fā)揮連梁塑性耗能的作用。

（5）本次數(shù)值模擬的難點(diǎn)在于對套筒連接區(qū)域的的精確模擬，套筒的存在將會影響損傷的發(fā)展。本次模擬采用共結(jié)點(diǎn)的方法，有效的模擬出了套筒連接和不帶套筒連接在地震作用下的不同點(diǎn)。

（6）通過對比是否考慮套筒的模型，在整體尺度上，加載后期，預(yù)制結(jié)構(gòu)由于剛度退化相對迅速，基底剪力略小于現(xiàn)澆模型；在細(xì)觀尺度上，由于套筒的影響，混凝土損傷擴(kuò)展到剪力墻的其他部位，而不考慮套筒則混凝土損傷集中在連接區(qū)域；在豎向連接上，預(yù)制結(jié)構(gòu)局部位置連接鋼筋進(jìn)入塑性，而現(xiàn)澆結(jié)構(gòu)連接鋼筋均尚未屈服。