雙肢型鋼混凝土短肢剪力墻抗震性能試驗及數(shù)值模擬*

柯曉軍，蘇益聲，王曉燕

(1 廣西大學(xué)土木建筑工程學(xué)院 工程防災(zāi)與結(jié)構(gòu)安全教育部重點實驗室， 南寧 530004；2 廣西大學(xué)廣西防災(zāi)減災(zāi)與工程安全重點實驗室， 南寧 530004)

0 引言

型鋼混凝土短肢剪力墻能充分利用型鋼和混凝土兩種材料的優(yōu)勢，克服鋼筋混凝土短肢剪力墻受截面限制而存在承載力較低、抗側(cè)剛度和抗震性能不足等缺點[1-2]。可見，組合剪力墻更能符合高層建筑在高烈度設(shè)防區(qū)的建設(shè)需求。

目前，國內(nèi)學(xué)者對型鋼混凝土短肢剪力墻受力性能進(jìn)行了一系列有益的探索。楊其偉[3]、吳敏哲[4]、藍(lán)文武[5]等的研究表明，在鋼筋混凝土短肢剪力墻內(nèi)配型鋼暗柱、預(yù)應(yīng)力組合斜撐等措施，可以抑制裂縫開展，提高墻體的剛度和延性以及耗能能力。苗亞州[6]、王曉燕[7]等通過試驗發(fā)現(xiàn)，在鋼筋混凝土短肢剪力墻截面中嵌入實腹式型鋼和格構(gòu)式桁架，可以提高構(gòu)件的抗震變形能力。但以上研究主要聚焦于單肢模型試驗，而以墻體開洞形成的聯(lián)肢剪力墻為對象的研究尚少[8-11]。為此，設(shè)計了一榀型鋼混凝土梁連接的型鋼混凝土短肢剪力墻模型進(jìn)行抗震試驗與理論分析，深入了解型鋼混凝土短肢剪力墻結(jié)構(gòu)整體性能，以期為工程應(yīng)用提供依據(jù)。

1 試驗概況

1.1 試件設(shè)計與制作

試件設(shè)計說明如下：1)保證基礎(chǔ)梁剛度，增大截面，提高配筋率；2)為方便施加水平荷載，左右側(cè)墻肢樓層處進(jìn)行局部突起，截面設(shè)計成300mm×400mm；3)保證墻肢頂部豎向荷載施加和千斤頂穩(wěn)定性，頂層截面寬度增加到300mm；4)墻肢中部腹板設(shè)有四個直徑100mm的圓孔，自基礎(chǔ)梁頂部截面起每隔300mm設(shè)一個圓孔(圖1(b)中虛線)，在改善界面性能的同時便于澆筑混凝土。試件外觀尺寸、截面配筋及型鋼骨架見圖1。采用臥式澆筑成型，混凝土設(shè)計強(qiáng)度等級C60，實測150mm×150mm×150mm立方體抗壓強(qiáng)度fcu為69.9 MPa。鋼板和鋼筋的實測力學(xué)性能指標(biāo)見表1。

圖1 試件設(shè)計

鋼材力學(xué)性能指標(biāo) 表1

1.2 加載裝置與加載制度

本試驗加載裝置如圖2所示。加載前，首先通過兩個液壓千斤頂在雙肢墻頂部施加豎向荷載并保持恒定(試驗軸壓比N/fcA=0.19)，然后水平方向采用兩個電液伺服作動器對底層、頂層墻肢施加往復(fù)荷載，水平荷載按倒三角形加載。

圖2 加載現(xiàn)場照片

水平荷載加載采用力-位移混合加載制度，力控制階段，頂層、底層作動器施加荷載比值1∶0.5，其中頂層水平荷載按30，60，90kN……成倍遞增，每級荷載循環(huán)一次，結(jié)構(gòu)屈服后采用位移控制，以屈服位移Δy的倍數(shù)逐級增加，每級荷載循環(huán)三次，直至承載力降至峰值荷載的85%為止。

1.3 測點布置

量測的主要內(nèi)容有作動器施加在每層墻肢處的水平力及對應(yīng)位移，頂部平面外變形，關(guān)鍵位置處型鋼翼緣及腹板、鋼筋和混凝土的應(yīng)變。電阻應(yīng)變片粘貼部位主要在墻肢底部以及各層連梁的兩個端部。試驗中，水平荷載和位移通過作動器內(nèi)置傳感器自動采集，平面外變形和應(yīng)變值通過DH3816靜態(tài)測試系統(tǒng)采集。

2 試驗現(xiàn)象與破壞機(jī)制分析

2.1 試驗現(xiàn)象

作動器加載現(xiàn)場照片如圖2所示。定義左側(cè)作動器外推試件時為正向加載(+)，回拉試件時為負(fù)向加載(-)；與作動器相連近側(cè)為左側(cè)墻肢，遠(yuǎn)側(cè)為右側(cè)墻肢。

頂層水平荷載加載至-270kN時，底層連梁右端出現(xiàn)豎向彎曲裂縫，寬約5cm。頂層水平荷載加載至-330kN時，頂層連梁右端出現(xiàn)豎向彎曲裂縫，左側(cè)墻肢底部出現(xiàn)細(xì)長斜裂縫，寬約20cm。頂層水平荷載加載至-360kN時，底層連梁跨中出現(xiàn)多條斜裂縫，右側(cè)墻肢底部出現(xiàn)水平彎曲裂縫，寬約25cm。頂層水平荷載加載至-480kN時，底層連梁左端下表面出現(xiàn)橫向彎曲裂縫，墻肢底部水平裂縫數(shù)量增加，往中部斜向發(fā)展。頂層水平荷載加載至+510kN時(此時頂層水平位移值約10mm，隨后取其值作為屈服位移Δy進(jìn)行位移控制加載)，連梁端部附近出現(xiàn)少許不連續(xù)黏結(jié)裂縫和剪切斜裂縫，底層墻肢根部受壓混凝土有掉皮現(xiàn)象。

當(dāng)水平位移達(dá)到2Δy(Δy=10mm)時，連梁端部彎曲裂縫貫通的同時，斜裂縫劇增，混凝土被分割成菱形塊狀壓碎剝落，形成塑性鉸。當(dāng)水平位移達(dá)到3Δy時，連梁表面不連續(xù)黏結(jié)裂縫貫通，使得梁端混凝土破損面積增大，底層墻肢根部水平彎曲裂縫斜向發(fā)展不充分，受壓側(cè)混凝土保護(hù)層壓碎。當(dāng)水平位移達(dá)到4Δy時，底層墻肢斜裂縫幾乎不再發(fā)展，而以彎曲裂縫發(fā)展為主，寬度增加，遠(yuǎn)離連梁側(cè)的底層墻肢根部區(qū)域的豎向分布鋼筋和型鋼翼緣受壓屈服，混凝土破損嚴(yán)重，停止加載。試件破壞情況見圖3。

2.2 破壞機(jī)制分析

觀察試件破壞現(xiàn)象可以發(fā)現(xiàn)，試件的底層、頂層連梁端部彎曲裂縫貫通時，伴有明顯剪切斜裂縫、少許黏結(jié)裂縫等，導(dǎo)致梁端附近混凝土壓碎剝落形成塑性鉸，屬于彎剪型破壞。由于連梁變形耗能能力弱，迫使底層墻肢根部混凝土的輕微破損時刻較早，但墻肢腹部鋼板可以限制水平彎曲裂縫向剪切斜裂縫發(fā)展，避免墻肢發(fā)生剪切型破壞，最終因底層墻肢根部豎向鋼筋和型鋼翼緣受壓屈服，混凝土剝落嚴(yán)重，無法繼續(xù)承載而破壞，屬于延性的彎曲破壞?？梢?，試件破壞是連梁先屈服形成塑性鉸，再到墻肢屈服破壞的“雙重防線機(jī)制”，但也注意到試件仍具有一定的脆性特征，有待優(yōu)化。只要合理控制剪力墻與連梁的匹配關(guān)系，可以實現(xiàn)“強(qiáng)墻肢弱連梁、強(qiáng)剪弱彎”的結(jié)構(gòu)體系。

3 抗震性能分析

3.1 滯回曲線

試驗所得試件墻肢底部剪力P-頂層水平位移Δ滯回曲線見圖4。由圖4可知，滯回曲線具有以下特征：1)加載初期的彈性階段，無殘余變形；隨著水平位移增大，連梁和墻肢混凝土開裂明顯，剛度退化加快，滯回環(huán)面積增大；當(dāng)連梁和墻肢形成塑性鉸后，滯回環(huán)面積增大更為明顯。2)滯回曲線未見明顯捏攏現(xiàn)象，即便在破壞過程中，連梁出現(xiàn)少許剪切黏結(jié)裂縫，但受型鋼作用影響的弱化，曲線依然較為飽滿，表明該類結(jié)構(gòu)具有較強(qiáng)的抗震耗能能力。

圖4 荷載P-位移Δ滯回曲線

3.2 骨架曲線

試件骨架曲線見圖5。由圖5可知，曲線正負(fù)向基本對稱，峰值后強(qiáng)度衰減相對緩慢，在水平位移3Δy后墻肢底部剪力P與頂層水平位移Δ近似成水平變化，說明試件后期強(qiáng)度穩(wěn)定性較強(qiáng)。由表2中荷載、位移、位移延性系數(shù)等實測值可知：1)實測正、負(fù)向峰值荷載與屈服荷載的比值分別為1.33和1.41，表明試件具有較高的安全儲備；2)實測試件位移延性系數(shù)平均值達(dá)到3.58，可見即便在連梁和短肢剪力墻采用高強(qiáng)混凝土?xí)r，通過配置型鋼仍可保證其具有很強(qiáng)的變形能力，滿足抗震延性需求。

圖5 骨架曲線

3.3 耗能能力

圖6所示為試件實測等效黏滯阻尼系數(shù)he變化情況。由圖6可見，總體上來說，試件等效黏滯阻尼系數(shù)隨水平位移比(Δ/Δy)的增加而增大。結(jié)合表2中位移數(shù)據(jù)可知，試件破壞時水平位移處于(3～4)Δy之間，保守取3Δy時對應(yīng)等效黏滯阻尼系數(shù)he來衡量結(jié)構(gòu)耗能能力，即試件破壞時he值為0.191。

圖6 耗能曲線

實測荷載特征值和位移延性系數(shù) 表2

文獻(xiàn)[12]中鋼桁架連梁聯(lián)肢墻(fcu=50 MPa)破壞時he值在0.170～0.175之間；文獻(xiàn)[13]中采用可替換連梁的雙鋼板內(nèi)填混凝土聯(lián)肢墻(fcu=13.1 MPa)破壞時(層間位移角2%)的he值為0.176。與上述文獻(xiàn)中混凝土普通強(qiáng)度等級下的雙肢墻等效黏滯阻尼系數(shù)相比，本文采用高強(qiáng)混凝土(fcu=69.9 MPa)的雙肢墻還要高些，表明配置型鋼能改善高強(qiáng)混凝土脆性，增強(qiáng)其耗能能力。

3.4 剛度退化

圖7所示為試件割線剛度K隨頂層水平位移Δ的變化曲線。由圖7可知，隨著水平位移Δ的增大，試件割線剛度退化呈先快后慢的變化趨勢，這主要是因為加載初期，混凝土尚未開裂，雙肢剪力墻初始剛度大；隨著水平位移增加，連梁和墻肢相繼出現(xiàn)彎曲裂縫和斜裂縫，導(dǎo)致試件早期割線剛度退化較快；隨后混凝土損傷嚴(yán)重而逐漸退出工作，鋼材塑性變形增加，試件割線剛度繼續(xù)降低，但此時退化速率變慢。當(dāng)水平位移達(dá)到2Δy時，即連梁形成塑性鉸時，試件剩余割線剛度只有初始剛度的25%，表明該類結(jié)構(gòu)的剛度在遭受連梁震損破壞后退化嚴(yán)重，抗側(cè)穩(wěn)定性變差。

圖7 剛度退化曲線

4 有限元分析

4.1 有限元模型建立

通過八節(jié)點六面體縮減積分實體單元C3D8R(模擬混凝土和型鋼)和桁架單元T3D2(模擬鋼筋)，建立精細(xì)化有限元模型，其中型鋼和鋼筋采用雙直線本構(gòu)模型，參數(shù)取值源于實測材性數(shù)據(jù)?；炷敛捎盟苄該p傷模型，單軸受壓、受拉應(yīng)力-應(yīng)變關(guān)系采用文獻(xiàn)[14]中建議的曲線形式及表達(dá)式，采用Drucker-Prager雙曲線函數(shù)定義屈服準(zhǔn)則，相關(guān)參數(shù)取值：拉子午線和壓子午線上第二應(yīng)力不變量之比Kc=0.666 7，膨脹角φ=30°，偏心率λ=0.1，雙軸極限抗壓強(qiáng)度和單軸極限抗壓強(qiáng)度之比fb0/fc0=1.16，黏性參數(shù)M=0.000 5。

有限元模型截面尺寸、截面配筋和荷載施加方式均與試驗保持一致。為了提高運算速度，不考慮型鋼與混凝土界面黏結(jié)滑移的影響，墻肢加載端頭和底部鋼筋混凝土基礎(chǔ)梁定義為剛體部件，有限元模型如圖8所示。

圖8 有限元模型

4.2 有限元模型驗證

由圖4中的滯回曲線可知，有限元模擬曲線與試驗曲線的變化趨勢相似，只是初始剛度計算值偏大，這是因為有限元模擬時未能考慮力控階段混凝土開裂、鋼材屈服等因素的影響；有限元模擬的滯回曲線略微飽滿，原因是未考慮型鋼與混凝土界面黏結(jié)滑移的影響。圖9為結(jié)構(gòu)破壞時對應(yīng)混凝土等效塑性應(yīng)變云圖。由圖9可知，底層和頂層連梁端部附近應(yīng)變較大，向跨中區(qū)域遞減，墻肢應(yīng)變較大區(qū)域集中于底層墻肢根部，這與試驗破壞形態(tài)(圖3)較為一致。

圖9 混凝土等效塑性應(yīng)變云圖

綜上所述，有限元計算結(jié)果與試驗結(jié)果吻合較好，表明采用本文所建立的有限元模型可以預(yù)測該類雙肢墻的地震損傷破壞機(jī)制及力學(xué)性能。

4.3 連梁形式的影響

通過有限元模擬得到圖10所示不同連梁形式的骨架曲線。由圖10可知，與型鋼混凝土(SRC)連梁相比，RC連梁的峰值荷載有所降低，承載力衰減加快，延性變差，無法滿足結(jié)構(gòu)延性需求(μ≥3)，這是因為RC連梁破壞前剪切變形顯著，導(dǎo)致大面積混凝土剝落，對墻肢的約束有限，不利于雙肢墻協(xié)同工作。可見在連梁中配置型鋼，能有效改善雙肢墻的承載能力和變形耗能能力。

圖10 計算骨架曲線

5 結(jié)論

(1)雙肢型鋼混凝土短肢剪力墻試件在反復(fù)荷載作用下，表現(xiàn)為連梁先屈服形成塑性鉸，再到墻肢屈服破壞的“雙重防線機(jī)制”，表明只要合理控制連梁與墻肢的匹配關(guān)系，可以實現(xiàn)“強(qiáng)墻肢弱連梁、強(qiáng)剪弱彎”的結(jié)構(gòu)體系。

(2)雙肢型鋼混凝土短肢剪力墻試件延性系數(shù)、等效黏滯阻尼系數(shù)分別為3.58和0.191，表明該類雙肢墻結(jié)構(gòu)具有較好的抗震性能。在連梁形成塑性鉸后，雙肢墻剩余剛度只有初始剛度的25%，抗側(cè)穩(wěn)定性差。

(3)數(shù)值模擬得到的滯回曲線、破壞模式與試驗所得結(jié)果吻合較好，表明所建立的有限元模型能夠預(yù)測該類雙肢墻的地震損傷破壞機(jī)制及力學(xué)性能。

(4)型鋼混凝土梁連接的短肢剪力墻結(jié)構(gòu)的水平承載力、延性要優(yōu)于鋼筋混凝土梁。