鋼筋混凝土剪力墻拉彎受力性能試驗(yàn)和模擬

程小衛(wèi)，紀(jì)曉東，李 易，杜修力

(1. 北京工業(yè)大學(xué)城市與工程安全減災(zāi)教育部重點(diǎn)實(shí)驗(yàn)室，北京 100124；2. 清華大學(xué)土木工程安全與耐久教育部重點(diǎn)實(shí)驗(yàn)室，北京 100084)

鋼筋混凝土(RC)剪力墻抗側(cè)剛度大、承載力高，是高層建筑結(jié)構(gòu)的主要抗側(cè)力構(gòu)件。近年來，地震震害和試驗(yàn)研究中，發(fā)現(xiàn)高層建筑中剪力墻在強(qiáng)震下可能受拉，處于拉-彎或拉-剪耦合受力的不利狀態(tài)。高層建筑中剪力墻軸向受拉主要發(fā)生于以下2 種情況：1)聯(lián)肢墻耦合比大時(shí)，在地震側(cè)向力作用下，連梁提供的豎向剪力之和超過墻肢承擔(dān)的重力荷載，導(dǎo)致一側(cè)墻肢受拉[1]；2)核心筒或大高寬比剪力墻結(jié)構(gòu)，地震側(cè)向力作用下，產(chǎn)生較大的傾覆力矩，導(dǎo)致底部外側(cè)墻體的拉力大于承擔(dān)的重力荷載，墻體受拉[1?2]。2010 年智利地震時(shí)，出現(xiàn)了因剪力墻拉彎或拉剪能力不足而引起的高層建筑結(jié)構(gòu)破壞[3]。另外，徐培福等完成的一組30 層框架-核心筒結(jié)構(gòu)模型的擬靜力試驗(yàn)[4]和振動(dòng)臺(tái)試驗(yàn)[5]、周靖等[6]完成的一組37 層框架-核心筒結(jié)構(gòu)模型振動(dòng)臺(tái)試驗(yàn)中均出現(xiàn)了底部核心筒剪力墻受拉，處于拉-彎或拉-剪耦合的復(fù)雜受力狀態(tài)。

近年來，受拉RC 剪力墻抗震性能的研究受到學(xué)術(shù)界和工程界的廣泛關(guān)注。表1 列出了已有的受拉RC 剪力墻抗震性能研究的試驗(yàn)，試驗(yàn)試件的剪跨比λ 在0.875～1.5，為小剪跨比和中等剪跨比，主要研究RC 剪力墻的拉剪或拉-彎-剪受力性能。研究發(fā)現(xiàn)：1)不同軸拉力水平下剪力墻出現(xiàn)了剪切破壞、彎曲-剪切破壞、剪切-滑移破壞和滑移破壞；2)軸拉力導(dǎo)致剪力墻抗側(cè)承載力和剛度明顯降低，如：墻體截面豎向鋼筋平均拉應(yīng)力比ns=0.63 時(shí)(剪切-滑移破壞)，試件的承載力約為無軸拉試件的50%，等效抗側(cè)剛度僅為彈性抗側(cè)剛度計(jì)算值的10%；3)邊緣構(gòu)件縱筋和豎向分布鋼筋可以提高RC 剪力墻的拉剪承載力。此外，為避免RC 剪力墻受拉的不利影響，《超限高層建筑工程抗震設(shè)防專項(xiàng)審查技術(shù)要點(diǎn)》[7]規(guī)定：中震時(shí)雙向水平地震下，墻肢全截面由軸向力產(chǎn)生的平均名義拉應(yīng)力超過混凝土抗拉強(qiáng)度標(biāo)準(zhǔn)值ftk時(shí)宜設(shè)置型鋼承擔(dān)拉力，且平均名義拉應(yīng)力不宜超過2ftk。

目前，國內(nèi)外對(duì)大剪跨比RC 剪力墻拉彎受力性能的研究很少。本文進(jìn)行了4 個(gè)剪跨比λ=2.0的RC 剪力墻試件在恒定軸拉力和往復(fù)水平力作用下的擬靜力試驗(yàn)，研究拉彎受力下RC 剪力墻的破壞模式、滯回性能、承載力、剛度、變形能力和耗能等，并基于有限元軟件VecTor2，建立了可準(zhǔn)確模擬RC 剪力墻拉彎受力行為的數(shù)值模型，研究結(jié)果可為受拉RC 剪力墻的抗震設(shè)計(jì)提供參考。

1 試驗(yàn)概況

1.1 試件設(shè)計(jì)

按照“強(qiáng)剪弱彎”原則共設(shè)計(jì)4 個(gè)RC 剪力墻試件(編號(hào)為HSW1～HSW4)，根據(jù)試驗(yàn)設(shè)備的加載能力，試件模型與原型的幾何相似比為1∶3，模型材料與原型的相同。除軸拉力外，四個(gè)試件的幾何尺寸和配筋均相同，各試件的軸拉力N、混凝土平均名義拉應(yīng)力比nc和豎向鋼筋平均拉應(yīng)力比ns見表2。墻截面為“一”字型，墻體尺寸為2700 mm(高)×1500 mm(寬)×180 mm(厚)，約束邊緣構(gòu)件長為280 mm。地梁尺寸為4000 mm(長)×800 mm(寬)×800 mm(高)，加載梁尺寸為2500 mm(長)×600 mm(寬)×600 mm(高)。墻體水平分布鋼筋為 8@100(配筋率ρh=0.56%)，豎向分布鋼筋為 10@150(ρv=0.58%)，邊緣構(gòu)件縱筋為8 14(ρb=2.3%)，邊緣構(gòu)件箍筋為 8@100(體積配箍率ρsb=1.69%)，箍筋為矩形復(fù)合箍布置，試件墻體幾何尺寸和配筋信息如圖1 所示。試件混凝土分2 次澆筑，先澆筑地梁，地梁混凝土凝固并對(duì)頂面進(jìn)行鑿毛處理后，再澆筑墻體和頂梁。

圖1 截面尺寸和配筋 /mmFig. 1 Geometry and reinforcement of specimens

試件HSW1～HSW4 的混凝土設(shè)計(jì)強(qiáng)度等級(jí)均為C35，立方體抗壓強(qiáng)度實(shí)測(cè)值分別為42.6 MPa、27.9 MPa、38.3 MPa 和32.5 MPa，鋼筋型號(hào)為HRB400，表3 給出了鋼筋實(shí)測(cè)力學(xué)性能。

表3 鋼筋材料性能Table 3 Material properties of steel rebar

1.2 試驗(yàn)加載和量測(cè)

圖2 為試驗(yàn)加載裝置示意圖，地梁通過12 根絲杠和限位千斤頂固定于反力地板。試驗(yàn)中通過豎向作動(dòng)器對(duì)試件施加豎向軸拉力，通過水平作動(dòng)器對(duì)試件施加往復(fù)水平力。豎向作動(dòng)器上部固定在加載鋼框架上，下端通過鋼分配梁與試件加載梁相連接。水平作動(dòng)器一端固定在側(cè)面反力墻上，另一端與試件加載梁相連，水平作動(dòng)器加載中心與加載梁中心對(duì)齊。為防止試件發(fā)生面外變形，加載梁兩側(cè)安裝了面外側(cè)限裝置。

圖2 試驗(yàn)加載裝置Fig. 2 Test setup

試驗(yàn)方法為擬靜力試驗(yàn)，加載流程為：首先采用豎向作動(dòng)器分5 級(jí)施加軸拉力(0→0.2N→0.4N→0.6N→0.8N→N，N為目標(biāo)軸向荷載)，并保持不變。然后施加水平荷載，水平荷載采用位移控制，在預(yù)測(cè)屈服位移角(θyp=0.35%)之前，分2 級(jí)加載θ=0.1%和0.2%，每級(jí)加載循環(huán)1 次；位移角超過0.35%后，每加載級(jí)按0.25%位移角遞增，每級(jí)加載循環(huán)2 次。直至試件水平承載力下降至峰值荷載的85%以下或試件無法承受軸拉力時(shí)，試驗(yàn)停止。

試驗(yàn)量測(cè)內(nèi)容包括水平力和豎向力，墻體不同位置處的位移，水平分布鋼筋、豎向分布鋼筋、邊緣縱筋和箍筋關(guān)鍵位置處的應(yīng)變，量測(cè)方案的詳細(xì)信息見文獻(xiàn)[13]。

2 試驗(yàn)結(jié)果與分析

2.1 損壞過程及破壞形態(tài)

1)軸向荷載加載階段

軸拉力施加階段試件HSW1 未開裂，試件HSW2～試件HSW4 均開裂。試件HSW2 和試件HSW3 的墻中下部水平裂縫比上部多，最寬裂縫分別為0.05 mm 和0.25 mm；試件HSW4 的裂縫沿墻高度方向均勻分布，裂縫間距約為150 mm，與水平分布鋼筋間距基本一致，最寬的裂縫位于墻上部，寬度為6.5 mm。值得說明的是，盡管試件HSW2 和試件HSW3 截面混凝土平均名義拉應(yīng)力比nc<1.0，但兩試件在軸拉力作用下均開裂，主要原因是表2 中nc的計(jì)算未考慮混凝土收縮應(yīng)變的影響，混凝土收縮應(yīng)變對(duì)RC 剪力墻軸拉開裂荷載的影響參見文獻(xiàn)[14]。

2)側(cè)向荷載加載階段

圖3 為各試件最終破壞狀態(tài)照片，RC 墻體在拉彎受力下發(fā)生了2 種破壞模式，分別為彎曲-滑移破壞和彎曲破壞，詳細(xì)描述如下：

圖3 試件破壞照片F(xiàn)ig. 3 Photographs of specimens at failure

① 彎曲-滑移破壞。試件HSW1～試件HSW3(ns=0.23～0.63)的破壞過程相似，下面以試件HSW1為例說明：當(dāng)水平位移角θ=0.2%時(shí)，邊緣構(gòu)件底部產(chǎn)生第一條彎曲裂縫；隨著水平往復(fù)荷載進(jìn)一步增加，θ=0.35%時(shí)，邊緣縱筋開始屈服；當(dāng)θ=0.85%時(shí)，邊緣構(gòu)件角部混凝土開始剝落，此后豎向分布鋼筋在拉-彎共同作用下屈服，墻底截面水平裂縫加寬；當(dāng)θ=1.35%時(shí)，地梁與墻體交界面處形成近似水平的貫通裂縫并發(fā)展成滑移面。此后，墻體沿著該滑移面開始發(fā)生滑移變形，穿過滑移面的豎向鋼筋(邊緣縱筋和豎向分布鋼筋)發(fā)生局部彎曲變形和彎折變形。最后，邊緣縱筋斷裂，試件破壞。需要說明的是，試件HSW1～試件HSW3 邊緣鋼筋斷裂是由于滑移變形引起的局部彎曲變形和局部彎折變形所致。

② 彎曲破壞。試件HSW4(ns=0.91)為彎曲破壞，破壞過程為：軸拉力施加后，剪力墻沿高度方向形成多條水平貫通裂縫。當(dāng)施加水平荷載時(shí)，墻底面約600 mm 范圍內(nèi)水平裂縫變寬，并且邊緣構(gòu)件范圍內(nèi)產(chǎn)生新的受彎水平裂縫。隨著水平荷載增加，各條水平裂縫間均發(fā)生輕微的錯(cuò)動(dòng)，最終邊緣構(gòu)件縱筋被拉斷，試件發(fā)生彎曲破壞。需要說明的是，不同于彎曲-滑移破壞試件HSW1～試件HSW3，試件HSW4 的邊緣縱筋斷裂是由于墻體軸向伸長和整體彎曲變形導(dǎo)致邊緣縱筋的拉應(yīng)變過大所致。

2.2 水平力-頂點(diǎn)水平位移滯回曲線

圖4 為各試件的側(cè)向力-頂點(diǎn)水平位移滯回曲線，圖中標(biāo)出了豎向分布鋼筋和邊緣縱筋初次屈服時(shí)對(duì)應(yīng)的試驗(yàn)點(diǎn)。此外，圖中也標(biāo)出了采用截面分析軟件XTRACT[15]計(jì)算的墻截面拉彎屈服彎矩對(duì)應(yīng)的剪力Vy@My,XTRACT和拉彎峰值彎矩對(duì)應(yīng)的剪力Vp@Mp,XTRACT，通過將試驗(yàn)荷載與計(jì)算值對(duì)比，判斷不同破壞模式的試件是否充分發(fā)展了其正截面拉彎承載力。采用XTRACT 計(jì)算時(shí)，鋼筋和混凝土材料均采用實(shí)測(cè)強(qiáng)度，墻截面的拉彎屈服彎矩為邊緣縱筋開始屈服時(shí)的彎矩值，拉彎峰值彎矩為邊緣混凝土壓應(yīng)變達(dá)到0.0033 時(shí)的彎矩值。可以看出：1)不論是彎曲-滑移破壞試件還是彎曲破壞試件，其水平分布鋼筋和邊緣箍筋均未屈服；2)對(duì)于彎曲-滑移破壞試件HSW1～HSW3，當(dāng)變形較小時(shí)，滯回曲線有輕微的捏攏現(xiàn)象，這是由于彎曲裂縫的張開-閉合所致，而彎曲破壞試件HSW4，試件無捏攏現(xiàn)象，主要原因是軸拉力較大，裂縫一直處于張開狀態(tài)；3)彎曲-滑移破壞試件HSW1～HSW3，邊緣縱筋首先屈服，然后豎向分布鋼筋屈服；而彎曲破壞試件HSW4，軸拉力施加完后豎向分布鋼筋就已屈服，且豎向分布鋼筋屈服早于邊緣縱筋，其主要原因是豎向分布鋼筋的屈服強(qiáng)度低于邊緣縱筋；4)彎曲-滑移破壞試件HSW1～HSW3，峰值荷載后承載力迅速降低，而彎曲破壞試件HSW4，直到最終邊緣縱筋斷裂前，試件承載力持續(xù)增長，主要原因是HSW4 試件軸拉力較大，裂縫無法閉合，后期承載力主要由鋼筋控制，故在往復(fù)加載下隨著鋼筋的強(qiáng)化，試件承載力不斷上升，直到鋼筋斷裂，需要說明的是，由于軸拉力的存在，所有的試件均未出現(xiàn)鋼筋受壓屈曲現(xiàn)象；5)除了試件HSW1 外，其余試件的試驗(yàn)屈服荷載與XTRACT計(jì)算的拉彎屈服彎矩對(duì)應(yīng)的剪力Vy@My,XTRACT接近，對(duì)于彎曲-滑移破壞試件HSW1～HSW3，由于后期滑移嚴(yán)重，峰值荷載被沿貫通裂面的抗滑移承載力控制，試件并未充分發(fā)展其正截面拉彎承載力，峰值荷載未達(dá)到XTRACT計(jì)算的拉彎峰值彎矩對(duì)應(yīng)的剪力Vp@Mp,XTRACT，而對(duì)于彎曲破壞試件HSW4，負(fù)向加載時(shí)達(dá)到了Vp@Mp,XTRACT計(jì)算值，表明該試件充分發(fā)展了其正截面拉彎承載力。

圖4 側(cè)向力-頂點(diǎn)水平位移滯回曲線Fig. 4 Hysteretic curves of lateral force versus top displacement of specimens

2.3 承載力和變形能力

表4 為各試件屈服荷載Vy和屈服位移Δy，峰值荷載Vp和峰值位移Δp，極限位移Δu和極限位移角θu。屈服荷載和屈服位移為邊緣縱筋開始屈服時(shí)對(duì)應(yīng)的荷載和位移，極限位移為試件側(cè)向力下降為峰值荷載85%時(shí)對(duì)應(yīng)的位移，如果側(cè)向力未下降為峰值荷載的85%時(shí)，取試件破壞前一個(gè)完整加載循環(huán)的最大位移。極限位移角θu=Δu/H，H是水平作動(dòng)器中心到墻底面的高度，表4 中θu的值為正向和負(fù)向加載的平均值?？梢钥闯觯?)對(duì)于彎曲-滑移破壞試件(HSW1～HSW3)，試件屈服荷載約為峰值荷載的0.74 倍～0.95 倍，對(duì)于彎曲破壞試件(HSW4)，試件峰值荷載為屈服荷載的2.78 倍，主要是由于水平往復(fù)荷載下鋼筋不斷強(qiáng)化所致；2)軸拉力嚴(yán)重降低了剪力墻抗側(cè)承載力，HSW4 試件(ns=0.91)的抗側(cè)承載力比試件HSW1(ns=0.23)的低41%；3)拉彎受力下RC 剪力墻極限位移角為1.3%～1.6%，大于GB 50010?2010規(guī)定的彈塑性位移角限值1/100[16]。值得關(guān)注的是，試件HSW4，由于軸拉力較大，邊緣鋼筋被拉斷，其變形能力低于彎曲-滑移破壞的試件。

表4 試件承載力和變形能力Table 4 Lateral strength and deformation capacities of wall specimens

2.4 側(cè)向剛度和耗能能力

考慮試驗(yàn)時(shí)每一個(gè)加載級(jí)有多次循環(huán)，本文采用環(huán)線剛度量化側(cè)向剛度退化(注：環(huán)線剛度為割線剛度)[17?18]，環(huán)線剛度計(jì)算公式如下：

圖5 為各試件在各加載級(jí)的環(huán)線剛度，可以看出：軸拉力增加，剪力墻初始側(cè)向剛度迅速減小，相比試件HSW1，試件HSW2～HSW4 的初始側(cè)向剛度分別減小了20%、33%和73%。但隨著頂點(diǎn)水平位移增加，墻體開始滑移后，試件HSW1～HSW3 在同一加載級(jí)的環(huán)線剛度相差不大(尤其是試件HSW1 和HSW2)。

圖5 側(cè)向剛度退化曲線Fig. 5 Lateral stiffness degradation curves of specimens

圖6 為各試件在各加載級(jí)的累積耗能E，可以看出：軸拉力較大試件HSW4 的耗能能力明顯小于試件HSW1～HSW3。而對(duì)于彎曲-滑移破壞試件HSW1～HSW3，在屈服位移之前，試件HSW1～HSW3的累積耗能比較接近，屈服后，軸拉力小的試件HSW1 的耗能能力略大于試件HSW2 和HSW3。

圖6 累積耗能曲線Fig. 6 Cumulative energy dissipation curves of specimens

3 彎曲-滑移破壞機(jī)理

試驗(yàn)中試件HSW1～HSW3 發(fā)生了彎曲-滑移破壞，破壞機(jī)理涉及RC 墻由彎曲受力機(jī)制向滑移受力機(jī)制的轉(zhuǎn)換，破壞過程如下：當(dāng)側(cè)向荷載較小時(shí)，墻體受力以彎曲機(jī)制為主，此時(shí)，由于墻體底部的彎曲裂縫寬度較小，未形成貫通的滑移裂面；隨著往復(fù)側(cè)向荷載增加，水平裂縫從邊緣構(gòu)件向墻腹部延伸，并形成水平貫通的潛在滑移裂面；隨著邊緣縱筋屈服，墻體軸向伸長加快發(fā)展[13]，水平裂縫變寬，受壓區(qū)混凝土壓碎，導(dǎo)致潛在滑移裂面的抗滑移承載力迅速降低；當(dāng)貫通裂面的抗滑移承載力低于墻體彎曲承載力時(shí)，墻體的受力由彎曲機(jī)制轉(zhuǎn)變?yōu)榛茩C(jī)制。以下定量分析各試件的抗滑移承載力退化過程，解釋彎曲-滑移破壞機(jī)理。

目前，鋼筋混凝土開裂界面抗滑移承載力的計(jì)算多是基于剪-摩理論，未考慮裂縫寬度的影響，但Vecchio 和Collins 等[19]認(rèn)為開裂界面的抗滑移承載力與混凝土強(qiáng)度、界面骨料尺寸和裂縫寬度有關(guān)，計(jì)算公式如下：

基于試驗(yàn)量測(cè)的滑移界面的最大裂縫寬度w(見表5)和最大骨料尺寸a(本試驗(yàn)為16 mm)，采用式(2)可計(jì)算不同位移角下試件墻體沿裂面的抗滑移承載力。

表5 滑移面最大裂縫寬度 /mm Table 5 The maximum crack width of sliding surface

圖7 對(duì)比了各試件滯回曲線、彎曲承載力和抗滑移承載力，彎曲承載力為2.2 節(jié)中采用XTRACT 計(jì)算的墻截面拉彎峰值彎矩對(duì)應(yīng)的剪力值Vp@Mp,XTRACT?？梢钥闯觯寒?dāng)頂點(diǎn)水平位移較小時(shí)，墻體裂縫寬度較小，裂面的抗滑移承載力遠(yuǎn)大于墻體的彎曲承載力。隨著側(cè)向荷載增加，裂縫寬度增加，裂面的抗滑移承載力迅速減小。對(duì)于試件HSW1～HSW3，裂面的抗滑移承載力降低至小于墻體的彎曲承載力后，側(cè)向荷載由裂面的抗滑移承載力控制(見圖7(a)～圖7(c))，最后試件發(fā)生沿水平裂面的滑移失效。對(duì)于試件HSW4，盡管裂面的抗滑移承載力降低，但始終大于墻體的彎曲承載力，側(cè)向荷載由墻體彎曲承載力控制，試件發(fā)生彎曲破壞。

圖7 試件的抗滑移承載力與彎曲承載力Fig. 7 Sliding strength versus flexural strength of specimens

4 數(shù)值模擬及驗(yàn)證

4.1 有限元模型建立

為了進(jìn)一步明晰拉彎受力下RC 墻試件不同破壞模式的力學(xué)機(jī)理，本文采用VecTor2 軟件建立了能準(zhǔn)確模擬RC 墻拉彎受力非線性行為的有限元模型[20]。VecTor2 軟件以“修正壓力場(chǎng)理論(MCFT)”和“擾動(dòng)應(yīng)力場(chǎng)理論(DSFM)”為理論基礎(chǔ)[19,21]，能分析鋼筋混凝土構(gòu)件的平面受力問題。軟件有大量先進(jìn)的混凝土和鋼筋的材料模型，可以考慮開裂后混凝土的受壓軟化，裂面剪切-滑移效應(yīng)，以及鋼筋的銷栓作用等，被諸多學(xué)者用于RC 剪力墻滯回行為模擬[22?24]。RC 剪力墻試件的有限元模型如圖8 所示，模型中墻體、加載梁和地梁均采用4 節(jié)點(diǎn)平面應(yīng)力單元，鋼筋采用2 節(jié)點(diǎn)桿單元，鋼筋和混凝土采用分離式共節(jié)點(diǎn)建模，未考慮鋼筋和混凝土之間粘結(jié)滑移效應(yīng)。模型中約束地梁底截面節(jié)點(diǎn)的所有自由度，豎向荷載是通過節(jié)點(diǎn)力施加到加載梁，水平荷載采用位移控制，施加在加載梁中部。

圖8 剪力墻試件的有限元模型Fig. 8 Finite element model of specimens

4.2 材料本構(gòu)模型

墻體腹板混凝土不考慮橫向鋼筋的約束效應(yīng)，其單軸受壓本構(gòu)采用Kent-Park 模型[25]，如圖9(a)所示。邊緣構(gòu)件混凝土考慮箍筋約束效應(yīng)，其單軸受壓本構(gòu)采用Kupfer 約束混凝土模型[26]?；炷羻屋S受拉本構(gòu)為修正Bentz 模型[20]，如圖9(b)所示?；炷良有遁d準(zhǔn)則采用Palermo 滯回模型[27]，如圖9(c)所示?；炷恋拈_裂準(zhǔn)則為Mohr-Coulomb準(zhǔn)則。另外，采用Kupfer 變泊松比模型考慮混凝土剪脹效應(yīng)[26]，以及采用Vecchio-Lai(滯回)模型[28]考慮混凝土開裂后裂面的剪切-滑移。鋼筋本構(gòu)采用Seckin 模型[29]，如圖9(d)所示，屈服強(qiáng)度和峰值強(qiáng)度采用材料實(shí)測(cè)值(見表3)，鋼筋的銷栓作用采用Tassios 模型[30]模擬，材料模型的詳細(xì)介紹見文獻(xiàn)[20]。

圖9 材料本構(gòu)模型Fig. 9 Material constitutive models

4.3 數(shù)值模擬結(jié)果

4.3.1 破壞模式

考慮文章篇幅有限，以試件HSW1(彎曲-滑移破壞)和HSW4(彎曲破壞)為例，闡述有限元模型對(duì)裂縫發(fā)展和最終破壞模式的模擬。墻體試驗(yàn)照片和模擬的裂縫分布對(duì)比如圖10 和圖11 所示。可以看出，本文建立的有限元模型可以較好的反映試驗(yàn)中墻體裂縫的開展和最終的破壞模式，如：對(duì)于彎曲-滑移破壞試件HSW1，峰值荷載之前試件的裂縫主要是底部彎曲裂縫(如圖10(a)所示)，墻體最終破壞是由于裂面滑移所致，如圖10(b)所示。對(duì)于彎曲破壞試件HSW4，墻體峰值和最終破壞前，墻體底部裂縫均很寬，但始終未形成明顯的滑移面，試件最終破壞被邊緣構(gòu)件縱筋拉斷控制，如圖11 所示。

圖10 彎曲-滑移破壞模式(HSW1 試件)Fig. 10 Flexural-sliding failure (specimen HSW1)

圖11 彎曲破壞(HSW4 試件)Fig. 11 Flexural failure (specimen HSW4)

4.3.2 滯回行為

試驗(yàn)和模擬的滯回曲線對(duì)比如圖12 所示，圖中標(biāo)出了數(shù)值模型中的邊緣縱筋開始屈服的點(diǎn)。可以看出，本文建立的有限元模型可以較好地反映各試件的初始剛度和峰值承載力，計(jì)算峰值承載力與試驗(yàn)峰值承載力的誤差在±10%以內(nèi)。但有限元模擬的滯回曲線比試驗(yàn)滯回曲線的捏攏現(xiàn)象更明顯，主要原因是VecTor2 軟件中混凝土Palermo 滯回模型不能準(zhǔn)確反映混凝土受拉開裂后再反向受壓時(shí)裂縫閉合的過程，類似的現(xiàn)象在文獻(xiàn)[31]中采用該軟件模擬RC 剪力墻壓彎行為時(shí)也出現(xiàn)了。

為對(duì)比破壞模式對(duì)承載力發(fā)展的影響，本文補(bǔ)充了側(cè)向力單調(diào)加載分析工況。由于側(cè)向力單調(diào)加載時(shí)，水平裂縫不會(huì)貫通形成滑移面，因此模擬結(jié)果均為彎曲破壞，峰值荷載對(duì)應(yīng)于墻截面的拉彎承載力。圖13 對(duì)比了單調(diào)加載和往復(fù)加載時(shí)試件HSW1 的破壞模式，分別對(duì)應(yīng)于彎曲破壞和彎曲-滑移破壞。對(duì)比圖12 中往復(fù)加載和單調(diào)加載的側(cè)向力-頂點(diǎn)水平位移曲線可以看出，對(duì)于試件HSW1～HSW3，在邊緣縱筋屈服前，均為彎曲變形控制，單調(diào)加載和往復(fù)加載的水平荷載基本相同。邊緣縱筋屈服之后，往復(fù)加載時(shí)由于墻體滑移面形成和滑移變形增加，受力由彎曲機(jī)制為主轉(zhuǎn)變?yōu)榛茩C(jī)制為主，水平荷載被沿貫通裂面的抗滑移承載力控制，限制了墻體充分發(fā)展其彎曲承載力，因此盡管往復(fù)加載下邊緣縱筋有一定的強(qiáng)化效應(yīng)，但往復(fù)加載的承載力計(jì)算值仍小于單調(diào)加載的承載力計(jì)算值。對(duì)于試件HSW4，無論單調(diào)加載還是往復(fù)加載均為彎曲破壞，往復(fù)加載比單調(diào)加載的承載力計(jì)算值略大，這與往復(fù)加載時(shí)鋼筋發(fā)生等向強(qiáng)化效應(yīng)有關(guān)。

圖12 有限元模擬和試驗(yàn)滯回曲線對(duì)比Fig. 12 Comparison of hysteretic curves between FE analysis and test results

圖13 單調(diào)加載和往復(fù)加載下試件HSW1 破壞模式Fig. 13 Failure modes of specimen HSW1 under monotonic loading and cyclic loading

5 結(jié)論

本文完成了4 個(gè)剪跨比為2.0 的RC 剪力墻在恒定軸拉力和往復(fù)水平力作用下的擬靜力試驗(yàn)，建立了能準(zhǔn)確模擬RC 剪力墻拉彎受力行為的數(shù)值模型，主要結(jié)論如下：

(1)剪跨比為2.0 的RC 剪力墻試件在恒定軸拉力和水平往復(fù)荷載下，分別發(fā)生了彎曲-滑移破壞(ns=0.23～0.63)和彎曲破壞(ns=0.91)，破壞模式主要取決于受彎承載力和沿貫通裂面抗滑移承載力的相對(duì)大小。

(2)試件HSW1～HSW3 發(fā)生彎曲-滑移破壞的機(jī)理為，RC 剪力墻在軸拉力和往復(fù)水平力作用下形成水平貫通裂面，隨著裂縫寬度增大，沿貫通裂面的抗滑移承載力降低，當(dāng)滑移承載力低于墻體彎曲承載力時(shí)，墻體受力由彎曲機(jī)制轉(zhuǎn)變?yōu)榛茩C(jī)制。

(3)采用實(shí)測(cè)裂縫寬度和Vecchio-Collins 公式，計(jì)算了各試件沿貫通裂面的抗滑移承載力退化曲線，定量解釋了試件發(fā)生不同破壞模式的原因。

(4)軸拉力明顯降低了RC 剪力墻試件的抗側(cè)承載力、剛度和耗能能力，大軸拉力試件HSW4(ns=0.91)的抗側(cè)承載力比小軸拉力試件HSW1(ns=0.23)的抗側(cè)承載力小41%。

(5)拉彎受力下RC 剪力墻試件的極限位移角為1.3%～1.6%，大于GB 50010?2010 規(guī)范規(guī)定的彈塑性位移角限值1/100。

(6)采用VecTor2 軟件建立了RC 剪力墻試件的有限元模型，模型能準(zhǔn)確預(yù)測(cè)試件的破壞模式、剛度和承載力，并通過有限元分析闡明了彎曲-滑移破壞試件HSW1～HSW3 未充分發(fā)展其正截面拉彎承載力的原因。