新型全裝配式剪力墻結構水平縫節點的機理分析*

孫 建，邱洪興?，陸 波

(1．東南大學 混凝土及預應力混凝土結構教育部重點實驗室，江蘇 南京 210096；2. 蘇州設計研究院股份有限公司，江蘇 蘇州 215021)

預制裝配式混凝土結構具有能源消耗少、質量易控制、施工速度快、場地環境好以及收縮裂縫少等優點.2013年1月1日國務院辦公廳轉發了國家發展改革委員會、住房和城鄉建設部制定的綠色建筑行動方案(國辦發﹝2013﹞1號)，明確提出要推廣適合工業化生產的預制裝配式混凝土結構體系.預制裝配式結構的應用和推廣有利于促進我國的建筑工業化和住宅產業化，它是未來建筑發展的方向.長期以來，國內外學者對各種預制裝配式剪力墻結構進行了深入而廣泛地研究，比如：裝配式大板結構[1]，郭正興等研究的新型裝配式剪力墻結構[2-3]，帶接縫連接梁的預制混凝土剪力墻[4]，哈爾濱工業大學與黑龍江宇輝集團合作研究的預制混凝土剪力墻結構[5]，Soudki等[6-7]研究的預制混凝土剪力墻水平連接，Perez等[8-9]研究的后張無粘結預應力預制剪力墻結構體系.然而，這些研究中的大多數仍屬于裝配整體式結構，仍需部分濕作業.

孫建等[10]提出了一種新型全裝配式鋼筋混凝土剪力墻(Innovative Precast Shear Wall，IPSW)結構，對該新型結構中豎向縫連接方案的可行性進行了試驗驗證，然后在試驗的基礎上對豎向縫結構單元的抗剪承載力進行了分析.IPSW結構中水平縫節點通過在預制鋼筋混凝土(RC)墻板上、下邊緣設置內嵌邊框，將墻板內豎向鋼筋端部焊接于內嵌邊框內側，相鄰層墻板之間借助連接鋼框、高強螺栓連接,從而傳遞相鄰層墻板之間的作用力.本文首先介紹IPSW結構水平縫的試驗研究,然后結合有限元數值模擬對水平縫節點的傳力機理進行重點分析.

1 試驗概況

1．1 試件設計

制作2個水平縫試件，編號為WH-1,WH-2，分別進行單調加載試驗、低周反復荷載試驗.2個試件的尺寸、混凝土設計強度、配筋、連接件及螺栓孔等參數均相同.混凝土設計強度等級為C35，水平分布筋、豎向分布筋、約束箍筋等均采用HPB235級鋼筋，連接鋼框與內嵌邊框由10 mm厚Q235鋼板焊接而成，高強螺栓采用10.9級M16，螺栓孔徑為18 mm，試件見圖 1.連接鋼框與內嵌邊框之間摩擦面的處理借鑒規程[11]中的方法，綜合考慮鋼板加工工藝以及摩擦面的處理方法，抗滑移系數取為0.35.

混凝土實測立方體抗壓強度為38.9 MPa；HPB235級φ8鋼筋實測屈服強度為303 MPa，抗拉強度為461 MPa，彈性模量為210 GPa；HPB235級φ6.5鋼筋實測屈服強度為382 MPa，抗拉強度為525 MPa，彈性模量為210 GPa；10 mm厚Q235級鋼板實測屈服強度為259 MPa，抗拉強度為385 MPa，彈性模量為206 GPa.

1．2 測量內容

試驗主要測量如下項目：1)試件頂部加載點的水平荷載和側移；2)連接鋼框的應變分布；3)試件受拉側與受壓側連接鋼框與內嵌邊框之間的相對滑移；4)試件RC墻板中豎向鋼筋與部分水平鋼筋的應變；5)地梁的滑移.

1．3 加載制度及裝置

試驗中采用張拉鋼鉸線的方法在WH-1，WH-2頂部施加豎向軸壓力505 kN并保持恒定.水平加載采用荷載和位移混合控制加載方法.對WH-1施加單調水平荷載，屈服前以10 kN為一級，屈服后以1 mm或2 mm為一級；對WH-2施加低周反復荷載(以推向為正，拉向為負)，屈服前以20 kN為一級，每級循環一次，屈服后以屈服位移的整數倍為控制位移，每級循環兩次.單調加載與反復加載均加載至試件承載力下降到峰值荷載的85%以下或試件因變形過大不適于繼續加載為止.加載裝置見圖 2.

2 試驗結果與分析

2．1 試驗過程與破壞形態

WH-1加載至100 kN時，受拉側根部處出現第一條水平裂縫；在100～110 kN及120～130 kN的過程中，各聽到一次“嘭”聲；加載至160 kN時，荷載-位移曲線偏離直線，且受拉側最外排豎向鋼筋屈服，之后轉入位移控制加載階段；隨著水平位移的增加，受拉側不斷出現新的水平裂縫并逐漸發展為斜裂縫，同時受拉區豎向鋼筋自外向內(第2排～第7排)依次屈服；加載末期，受壓區混凝土大面積剝落直至壓碎，水平鋼筋露出，承載能力下降超過15%，試驗結束.WH-1的破壞形態見圖 3(a).

WH-2反向加載至100 kN時，受拉側出現第一條水平裂縫；正向加載至120 kN時，受拉側根部開始出現水平裂縫；在100～160 kN的過程中，聽到三次“嘭”聲；正、反向加載到160 kN時，受拉側最外排豎向鋼筋達屈服，之后轉入位移控制加載階段；隨著加載位移的增加，出現新的水平裂縫，原有裂縫擴展、延伸、斜向發展形成交叉狀；最終，5Δy第一循環反向加載時，試件受壓區混凝土被壓碎，大面積剝落，承載能力下降超過15%，試驗結束.WH-2的破壞形態見圖 3(b).

圖1 試件詳圖(mm)

圖2 加載裝置

由圖 3及試驗過程中豎向鋼筋及水平鋼筋的應變發展可知：兩水平縫試件破壞模式相同，均發生大偏壓破壞.試驗過程中聽到的“嘭”聲是由于連接鋼框與內嵌邊框間發生滑移(高強螺栓滑移)而產生的.

圖3 破壞形態

2．2 荷載-位移曲線

單調加載下WH-1的荷載-位移曲線以及低周反復荷載下WH-2的滯回曲線、骨架曲線分別見圖 4(a)～(c)，曲線特征點數據列于表1.表中：Vcr，Vy，Vu和Vr分別為開裂荷載、屈服荷載、極限荷載和破壞荷載；Δcr，Δy，Δm和Δu分別為開裂位移、屈服位移、峰值位移和極限位移.

頂點位移/mm

圖4 荷載-位移曲線

由圖 4可知：試件WH-1屈服后進入較長的屈服平臺段，水平承載力維持在270 kN左右，延性較好；試件WH-2在反復荷載作用下，由于裂縫反復地開裂、閉合，延性性能比試件WH-1有所降低.

表1 關鍵數據

2．3 連接鋼框應變分布

在不同加載階段，WH-1中連接鋼框應變的分布如圖 5所示.圖中測點位置以連接鋼框受拉端為起點(0 mm)，受壓端為終點(1 200 mm).

由圖 5可知：由于施加了505 kN的豎向軸力，加載初始階段連接鋼框全截面受壓；試件屈服后，連接鋼框受壓區的壓應變大幅增加、受拉區的拉應變相對較小且變化幅度不大；試件破壞時，連接鋼框受拉區、受壓區分界點位于420～780 mm之間；類似于正應變的分布規律，連接鋼框受拉區的剪應變變化不大，受壓區的剪應變隨頂點側移的增大而大幅增加.

測點位置/mm

測點位置/mm

2．4 連接件滑移

試件WH-1受壓側、受拉側連接鋼框與內嵌邊框間的相對滑移(螺栓滑移)與試件頂點側移的關系如圖 6所示.

頂點側移/mm

由圖 6可知：連接鋼框受壓端上側與墻板內嵌邊框之間的滑移主要發生在水平荷載為90～130 kN期間，最終滑移約為0.50 mm，這與試驗過程中聽到“嘭”聲一致；連接鋼框受壓端下側與地梁內嵌邊框間的滑移主要發生在40 kN，(Δy+15) mm期間，最終滑移約為1.13 mm；連接鋼框受拉端上側與墻板內嵌邊框間幾乎沒有發生相對滑移.

3 有限元分析

3．1 有限元模型

IPSW結構的數值模擬涉及到混凝土、鋼構件以及界面接觸等復雜的力學問題.本文采用大型有限元分析軟件ABAQUS對試件WH-1進行模擬.

采用混凝土損傷塑性(Concrete Damaged Plasticity)模型模擬混凝土的力學性能，采用彈性強化模型[12]模擬鋼筋、鋼板以及高強螺栓的力學性能.連接鋼框、內嵌邊框、高強螺栓以及RC墻板采用C3D8R單元模擬，鋼筋采用T3D2單元模擬.在內嵌邊框與連接鋼框之間的摩擦面上定義切向庫侖摩擦接觸；在螺栓桿與螺栓孔接觸面上定義法向硬接觸.建立的有限元模型如圖 7所示.

圖7 有限元模型

3．2 結果與分析

3．2．1 荷載-位移曲線

有限元計算的荷載-位移曲線如圖 8所示.從圖中可以看出，加載初期有限元計算的剛度大于試驗剛度，隨后由于混凝土的開裂及高強螺栓的滑移，剛度有所下降，與試驗結果接近；加載至峰值點時，有限元計算的極限承載力為272 kN，WH-1的試驗值為270 kN，WH-2的正、反向試驗值分別為294 kN，270 kN，相對誤差分別為0.74%， 7.48%和0.74%；峰值點之后，有限元計算的承載能力衰減大于WH-1，小于WH-2.峰值點之后，WH-2正、反向承載能力衰減較快是因為在反復荷載作用下，試件受拉區、受壓區交替變化，混凝土裂縫交替張開、閉合，加快了強度、剛度的退化.總體來看，有限元模擬的荷載-位移曲線與試驗結果基本吻合，證明了本文采用ABAQUS建立的有限元模型是合理的.

3．2．2 試件的變形及應力分布

試件破壞(水平荷載下降為極限承載力的85%)時的整體變形及墻板應力分布如圖 9所示，從圖中可以看出，試件基本呈現彎曲變形模式，發生彎曲破壞，與試驗結果一致.

3．2．3 連接件的應力分布

試件破壞時，連接鋼框及高強螺栓應力分布如圖 10(a)(b)所示.從圖中可以看出，連接鋼框受壓區應力大于受拉區，受壓區的高強螺栓的應力大于受拉區，且受壓區高強螺栓發生彎曲變形，說明受壓區連接鋼框與內嵌邊框之間發生了相對滑移，連接由摩擦型連接轉變為承壓型連接，與試驗結果一致.

頂點側移/mm

圖9 試件的變形及應力分布

圖10 連接件應力分布

4 節點傳力機理

4．1 概述

4．1．1 傳力路徑

IPSW結構中水平縫節點的構造如圖 11所示，墻板中豎向鋼筋與設置在墻板下緣的內嵌邊框焊接，從而將上層墻板的內力傳遞到內嵌邊框上；上、下兩層墻板利用連接鋼框定位，然后安裝高強螺栓，從而通過連接鋼框及高強螺栓將上層墻板內嵌邊框的內力傳遞到下層墻板的內嵌邊框上，然后通過豎向鋼筋將內嵌邊框的內力傳遞到下層墻板上.傳力路徑可以概括為：上層墻板→下緣內嵌邊框→高強螺栓→連接鋼框→高強螺栓→下層墻板上緣內嵌邊框→下層墻板.

圖11 水平縫節點示意圖

在水平荷載作用下，RC墻板及連接鋼框總體上可分為受拉區與受壓區.對于連接鋼框受拉區，在高強螺栓滑移前，拉力由內嵌邊框與連接鋼框之間摩擦面上的摩擦阻力(高強螺栓施加預拉力之后，內嵌邊框與連接鋼框之間摩擦面上產生的抗滑移阻力)來傳遞，在高強螺栓滑移后，拉力轉為由螺栓桿與螺栓孔壁接觸承壓來傳遞.然而，對于連接鋼框受壓區而言，連接件的加工精度將影響該部位內力的傳遞路徑，根據加工精度，分為以下3種情況：

1)當連接件制作精確(如圖 11(a)所示)時，拼裝后U形內嵌邊框的端部將與H形連接鋼框的腹板緊密頂緊，因此在連接鋼框受壓區，壓力將直接由內嵌邊框端部頂緊連接鋼框腹板進行傳遞.

2)當連接件制作不精確(如圖 11(b)所示)、內嵌邊框端部與連接鋼框腹板之間存在較小空隙時，加載初期，連接鋼框受壓區的壓力由內嵌邊框與連接鋼框間的摩擦阻力進行傳遞，加載至一定程度時，高強螺栓發生滑移，導致內嵌邊框端部與連接鋼框腹板頂緊，此后壓力轉由內嵌邊框端部頂緊連接鋼框腹板進行傳遞.

3)當連接件制作不精確(如圖 11(b)所示)、內嵌邊框端部與連接鋼框腹板之間存在較大空隙時，加載初期，連接鋼框受壓區的壓力由內嵌邊框與連接鋼框間的摩擦阻力進行傳遞，加載至一定程度時，盡管高強螺栓發生滑移，但內嵌邊框端部與連接鋼框腹板仍未頂緊，此后壓力轉由螺栓桿與螺栓孔壁接觸承壓進行傳遞.

根據試驗研究時連接件的加工精度，本文按情況3)進行分析.

4．1．2 彈性階段

加載初期，豎向軸壓力使RC墻板全截面受壓，壓力由連接鋼框及高強螺栓傳遞到下層墻板上；水平荷載在上層墻板底部產生水平剪力以及彎矩，該水平剪力也由連接鋼框及高強螺栓傳遞到下層墻板上，該彎矩將使墻板底部一側受拉、另一側受壓，拉力、壓力均由連接鋼框及高強螺栓向下傳遞.根據試驗及有限元分析結果，彈性階段連接鋼框的受力情況可簡化為如圖 12(a)所示示意圖，圖中σN為豎向軸壓力在連接鋼框中產生的正應力，σM，τ為水平荷載在連接鋼框中產生的正應力、剪應力.

圖12 連接鋼框受力示意圖

當水平荷載小于某值時，試件受拉區的拉應力小于豎向軸壓力引起的壓應力，此時RC墻板及連接鋼框全截面受壓；當水平荷載等于該值時，RC墻板及連接鋼框受拉區邊緣的正應力為零；當水平荷載大于該值時，水平荷載在試件受拉區引起的拉應力將大于豎向軸壓力引起的壓應力，此時RC墻板及連接鋼框受拉區受拉；而整個過程中，RC墻板及連接鋼框受壓區均始終受壓.

4．1．3 彈塑性階段

隨著水平荷載(頂點側移)的增加，節點進入彈塑性階段，連接件內力發生重分布.根據試驗及有限元分析結果，彈塑性階段連接鋼框的受力情況可簡化為如圖 12(b)所示.當試件受拉區混凝土開裂后，裂縫處豎向鋼筋的應力突然增大；當水平荷載達到屈服荷載后，受拉區最外側受拉鋼筋屈服，之后屈服鋼筋的拉力基本保持不變.本文認為受拉區每根豎向鋼筋對應一定長度的連接鋼框，該豎向鋼筋的拉力由該長度范圍內的連接鋼框及高強螺栓傳遞.隨著試件頂點側移的進一步增加，受拉區豎向鋼筋由外向內依次屈服，連接鋼框所傳遞的拉力也將自外向內逐漸增大.對于受壓區而言，隨著頂點側移的增加，裂縫不斷向受壓區延伸，受壓區面積逐漸減小、壓應力逐漸增加，最終混凝土壓碎、豎向鋼筋壓曲.此外，因RC墻板底部受拉區開裂，可忽略豎向鋼筋銷栓作用傳遞的水平剪力，認為水平剪力全部由受壓區傳遞.

4．2 連接鋼框

4．2．1 計算截面

取圖 1(a)中試件1-1截面上連接鋼框截面為其計算截面，如圖13所示.圖中：t為鋼板厚度；hw為計算截面的高度，與RC墻板截面高度相同.

圖13 連接鋼框計算截面

連接鋼框的主要功能是傳遞拉力、壓力及水平剪力，因此本文主要研究計算截面上的正應力與剪應力.

4．2．2 彈性階段

當試件處于彈性狀態時，假定：在軸壓力、彎矩作用下，RC墻板及連接鋼框計算截面內的正應變保持平面；在水平剪力作用下，連接鋼框計算截面內的剪應力呈二次拋物線分布.此外，不考慮混凝土的受拉作用，混凝土受壓的應力-應變關系采用規范[13]公式.

連接鋼框中正應力由σN和σM疊加而成，因此:

(1)

式中：σ(y),τ(y)分別為距截面中性軸(z軸)y處的正應力(拉應力為正、壓應力為負)與剪應力(對單元體內任一點的矩順時針轉向者為正、反之為負)；N,V分別為作用在試件上的豎向軸壓力與水平荷載；H為試件的計算高度；Sy為計算截面上剪應力計算點以外部分(圖 13中陰影部分)對截面中性軸的靜矩；Iz為計算截面對其中性軸的慣性矩.

4．2．3 彈塑性階段

試件進入彈塑性階段后，連接件的內力將發生重分布，選取承載能力極限狀態作為研究控制點.

RC墻板的極限承載力采用規范[13-14]公式，豎向鋼筋的實測應力-應變曲線屈服平臺較短，因此宜用極限抗拉強度代替規范[13-14]中的屈服強度.根據試驗結果及有限元計算結果，承載能力極限狀態時連接鋼框正應力、剪應力簡化為圖14所示的分布模式：連接鋼框受拉區、受壓區范圍與RC墻板的受拉區、受壓區范圍一致；水平剪力僅由受壓區傳遞，剪應力在受壓區均勻分布.圖 14中：x為連接鋼框受壓區等效矩形應力圖形的高度，與混凝土受壓區等效矩形應力圖形的高度相等；x/β1為連接鋼框實際受壓區高度，β1為系數，根據規范[13]，β1=0.8.

圖14 連接鋼框計算截面應力分布

根據上述計算模型，連接鋼框計算截面內的正應力為：

(2)

連接鋼框計算截面內的剪應力為：

(3)

式中：Vu為極限抗剪承載力.

4．3 高強螺栓

4．3．1 計算模型

高強螺栓的布置如圖 15所示.圖中：d為相鄰兩列高強螺栓的距離；dend為最外列高強螺栓至連接鋼框端部的距離；lei(i=1～10)為第i列高強螺栓的傳力長度，對于第1列、第10列的高強螺栓，lei=d/2+dend，對于其他位置處高強螺栓，lei=d.

圖15 高強螺栓布置(mm)

假定連接鋼框上同列高強螺栓所傳遞的剪力相同，例如圖15中第1列4個高強螺栓(1a，1b，1c以及1d)所傳遞的剪力相等.高強螺栓所傳遞的豎向、水平剪力等于連接鋼框的豎向正應力、水平剪應力在其相應傳力長度上的積分.因此連接鋼框端部螺栓所傳遞的豎向剪力Viv和水平剪力Vih分別為：

(4)

連接鋼框中間段單排螺栓(i=4,5,6,7)所傳遞的豎向剪力、水平剪力為式(4)乘2.

高強螺栓所傳遞的剪力Vi為Viv與Vih的合力，因此Vi及其方向角θi(Vi與水平方向的夾角)為：

(5)

4．3．2 滑移分析

1)彈性階段

綜合式(1)～(5)，可得連接鋼框兩端高強螺栓(i=1,10)的傳力，列于表 2.

表2 彈性階段連接鋼框兩端高強螺栓傳遞的剪力

由表 2可知：ⅰ)在加載開始階段，受拉區高強螺栓傳遞向下的剪力，隨著荷載的增加開始傳遞向上的剪力；ⅱ)連接鋼框受壓端高強螺栓傳遞剪力明顯大于受拉端，方向非常接近豎直向下，因此可以判斷受壓區高強螺栓將先于受拉區高強螺栓發生滑移；ⅲ)彈性階段，連接鋼框受拉端高強螺栓傳遞的剪力最大值為46.80kN，小于其抗滑移承載力(63kN)，不會發生滑移，與試驗現象一致；ⅳ)當水平荷載V=80 kN，90 kN時，連接鋼框受壓端高強螺栓傳遞的剪力為V10=61.26 kN，65.76 kN，高強螺栓的抗滑移承載力為63 kN，因此可以推測當水平荷載V=80～90 kN時受壓端高強螺栓發生滑移，試驗監測表明，該部位高強螺栓滑移開始發生于水平荷載V=90 kN時，可見二者吻合較好.

2)彈塑性階段

試件進入彈塑性階段后，連接件的內力將發生重分布，類似于對連接鋼框的分析，選取承載能力極限狀態作為研究控制點.

由式(2)～(5)可得，承載能力極限狀態時：ⅰ)連接鋼框上高強螺栓傳遞剪力的大小順序為受壓區>受拉區>中間段；ⅱ)連接鋼框受拉端高強螺栓所傳遞的剪力以及其方向角分別為V1=30.88 kN，θ1=90°，顯然V1Nv1b=63 kN，表明該螺栓已發生滑移，與試驗結果及有限元分析結果一致.

5 結 論

1)IPSW結構水平縫節點方案可行，傳力路徑明確，即：上層墻板→下緣內嵌邊框→高強螺栓→連接鋼框→高強螺栓→下層墻板上緣內嵌邊框→下層墻板.

2)采用有限元分析軟件ABAQUS研究試件在單調荷載作用下的受力性能，計算結果與試驗結果吻合較好，從而驗證了有限元模型中單元選擇、材料本構、接觸處理的合理性，說明本文中的有限元模型可以真實地模擬試件的力學性能，為節點的機理分析提供了基礎.

3)連接件的制作精度對受拉區節點的傳力機理無影響，但對受壓區節點的受力機理影響較大.

4)從彈性階段到彈塑性階段，連接鋼框的應力發生了重分布.當處于彈性狀態時，連接鋼框的受拉區、受壓區均有正應力與剪應力傳遞.當處于承載能力極限狀態時，連接鋼框的受拉區只傳遞拉應力，受壓區既傳遞壓應力也傳遞剪應力，且受壓區應力遠大于受拉區.

5)受壓區高強螺栓傳遞的剪力遠大于受拉區高強螺栓傳遞的剪力，受壓端高強螺栓率先發生滑移.

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