不同軸壓比鋼管混凝土邊緣約束疊合剪力墻的抗震性能

侯和濤，顏雪雪，程積潤，王彥明,1b，方明霽，李明俊

(1.山東大學 a.土建與水利學院； b.山東省綠色建筑智能建造工程技術研究中心，濟南 250061；2.青島鑫光正鋼結構股份有限公司，山東 青島 266799;3.上海師范大學 建筑工程學院，上海 201400)

隨著裝配式建筑的快速發展，預制疊合剪力墻得到了越來越廣泛的運用。鋼-混剪力墻是目前應用較多的一種疊合剪力墻，主要有鋼骨混凝土剪力墻、鋼框架預制剪力墻、預制鋼板剪力墻以及帶有邊緣約束構件的預制剪力墻4種形式。Thomsen等[1]、Kent等[2]、Humar等[3]指出，剪力墻在不同強度的地震作用下，結構的變形能力應大于結構的變形需求。馬愷澤等[4-5]通過對型鋼混凝土剪力墻的抗震研究，推導了其變形能力設計方法；連星等[6-7]對疊合板式剪力墻進行實驗探究，提出了恢復力模型特征參數計算方法；錢稼如等[8-9]對鋼骨、鋼管混凝土剪力墻在高軸壓比下的抗震性能進行研究，發現約束構件對提高墻體的延性有突出貢獻，并提出了其承載力與位移的計算方法；侯和濤等[10]對鋼管混凝土邊緣約束疊合剪力墻的高厚比參數進行了擬靜力試驗研究，結果表明，該剪力墻具有較好的抗震性能；王滋軍等[11-12]對新型剪力墻和約束邊緣構件預制疊合剪力墻的抗震性能進行研究，解決了新老混凝土結合面的問題，實現了“等同現澆”；其他學者關于混凝土剪力墻的抗震設計研究也得出了大量的結論[13-15]。目前，對鋼管混凝土邊緣約束疊合剪力墻的研究較少，其性能有待深入研究?？刂戚S壓比能夠較好地控制結構的延性，因此，試驗以軸壓比為研究參數，探究其對鋼管混凝土邊緣約束疊合剪力墻(SW-CFT)力學性能的影響。

1 試驗概況

1.1 試件設計

實驗設計了4個試件，SW-A為現澆剪力墻，SW(B/C/D)為鋼管混凝土邊緣約束疊合剪力墻。SW-CFT墻由兩側的預制墻板和中間的空腔組成，兩側的預制墻板與鋼管在工廠預制，運抵現場安裝固定后，在兩側墻板的空腔和鋼管內澆注混凝土。SW-CFT墻的豎向鋼筋采用搭接連接，水平鋼筋焊接在鋼管上。在SW-CFT墻中間位置沿墻體高度設置鋼板拉結帶,以增強兩側預制墻板之間的拉結，為了減輕自重及增強混凝土的整體性，拉結帶上設置若干圓孔。試驗中SW-B/C/D軸壓比分別為0、0.15、0.28，SW-A的軸壓比為0.15。試件高度×寬度×截面厚度=3 000 mm×1 200 mm×200 mm，SW-CFT墻的配筋相同，墻體構造如圖1所示，混凝土和鋼材的材料性能指標見表1。

圖1 墻體構造圖

1.2 加載方案

試驗采用位移控制加載，預加載結束后，豎向加載至預定的軸向壓力后保持恒定，通過水平作動器施加水平荷載以實現加載歷程。定義層間位移角為試件的頂點位移(D)與凈高度(H=2 800 mm)的比值，根據GB 50011—2010[16]、GB 50010—2010[17]和《日本建筑基準法》(2002)[18]，確定了如表2所示的加載歷程,表中加載位移角從小到大依次為預加載、剪力墻結構彈性層間位移角、框架結構彈性層間位移角、日本抗震設計第一水準層間位移角、剪力墻結構彈塑性層間位移角、框架結構彈塑性層間位移角、文獻參考值。試驗加載裝置如圖2所示。

表1 材料性能指標Table 1 Material properties

表2 加載歷程Table 2 Loading history

圖2 加載裝置

各試件的軸壓比按式(1)計算。

(1)

式中：fc和fcc分別為現澆混凝土和預制混凝土的軸心抗壓強度實測值，其值為0.76fcu，fcu為混凝土立方體抗壓強度實測值；Ac和Acc分別為剪力墻橫截面現澆和預制混凝土部分對應的面積；fa為試件豎向鋼管的實測屈服強度；Aa為柱端豎向鋼管橫截面面積。

1.3 位移測點布置

試件共布置6個位移計，D1和D2測量墻體水平方向位移，D3和D4消除底座滑移的影響，D5和D6監控地梁是否轉動。測點布置見圖3。

圖3 測點布置

2 試驗現象及破壞模式

SW-A試件的裂縫主要集中在剪力墻1/2高度以下，裂縫出現較早，當位移角為1/610時，距底座約300 mm處的端柱產生第1條裂縫；荷載增加，裂縫變寬，數量變多，并逐漸向墻體中間擴展；當試件的承載力小于峰值荷載的85%時，剪力墻底部兩端的混凝土被壓碎，鋼筋被壓彎且外露于混凝土，加載結束，剪力墻主要破壞模式為彎曲型破壞。

3片SW-CFT剪力墻試件的裂縫發展及破壞模式相似，整個墻體上產生了均勻分布的裂縫,與SW-A試件相比，裂縫出現得較晚。以SW-C試件為例，初始加載時，墻體無可視裂縫；當位移角達到1/400時，剪力墻底部出現第1條水平裂縫；隨后裂縫逐漸增多，分布區域也逐漸擴大，當位移角為1/190時，SW-C受壓側鋼柱屈服，裂縫變寬，剪力墻底部形成塑性鉸區；當位移角為1/120時，受壓側方鋼管距墻底70 mm處出現鼓曲；加載后期，當位移角達到1/50時，距墻底150 mm的鋼管處出現鼓曲，墻內豎向鋼板拉結帶的外側混凝土逐步剝落，這是由于墻體內拉結鋼板外側混凝土保護層只有20 mm，且鋼板拉結帶沒有采取抗滑移措施，導致混凝土和鋼板的粘結不足；墻體的最終破壞仍集中在墻體根部，發生彎曲型破壞，鋼板拉結帶處的損傷沒有影響墻體的主要破壞形式，對墻體的正截面性能影響甚小。拉結帶處的混凝土脫落并不是試驗所期望的損傷形態，在后期的研究中，應減少Z形鋼板拉結帶的翼緣寬度，增加與混凝土的粘結措施，避免出現此種現象。由于試驗操作的問題，SW-B實際加載位移只有其他試件的65%。墻體破壞形態見圖4。

圖4 墻體破壞形態

3 試驗結果及分析

3.1 承載力與位移

各階段的試驗結果如表3所示，荷載定義如表4所示。極限位移角θu=Δu/H，H為加載點距離墻底的截面高度；延性系數μ=Δu/Δy。

由表3可知，在軸壓比不大于0.15時，相比于SW-B,SW-C的屈服荷載提高了59.8%，峰值荷載僅增大16.35%；較大軸壓比下，SW-D的開裂荷載較SW-C增長了70.53%，峰值荷載僅提高了1.77%，表明峰值荷載對軸壓比變化的敏感程度較??；SW-CFT墻的Δc和Δy均比SW-A大，表明其延性比現澆試件好；SW-CFT墻的極限位移角和延性系數會隨著軸壓比的增大而減小，表明軸壓比增大對SW-CFT墻的延性會有一定的削弱作用，但軸壓比較大的SW-D試件，其θu和μ分別為1/55和3.68，與SW-A試件相比，仍然有所提高，表明SW-CFT墻的抗震性在高軸壓下仍然比現澆剪力墻優異。

3.2 滯回曲線

試件滯回曲線如圖5所示，曲線的形狀由“梭”形逐漸轉變為"弓"型，其包絡面積隨加載過程逐步變大。隨著反復荷載的施加，墻板的剛度逐漸減小，主要是由于墻體出現裂縫、端柱塑性發展導致的。SW-A墻體的曲線“捏縮”現象比SW-CFT墻更明顯；比較圖5(a)、(c)可知，相同軸壓比下，SW-C的承載力和抗震性能比SW-A更優異；對比圖5(b)、(c)、(d)可知，SW-CFT墻滯回環面積相差不大，說

表3 試驗結果Table 3 Results of test

表4 荷載定義Table 4 Load definition

明不同軸壓比下SW-CFT墻的耗能能力相當。由于試驗加載儀器的原因，SW-B實際加載位移僅是其他試件的65%。雖然SW-B的滯回環面積小于SW-C/D，但曲線走向與SW-C/D相似，且中部捏攏較輕。

3.3 骨架曲線

圖5 滯回曲線

圖6 骨架曲線

試件的骨架曲線如圖6所示。從圖6可知，各墻體的初始剛度基本一致，開裂之后，骨架曲線坡度出現不同程度下降，加載至峰值荷載以后，曲線開始下降；加載后期，SW-CFT墻表現出更高的承載力和剛度，SW-B/C/D的承載力較SW-A分別提高29.8%、50.9%、53.6%；SW-D試件在達到峰值荷載之后出現陡降現象，說明較大的軸壓比下SW-CFT墻體的延性較差，但性能依舊優于SW-A。

3.4 剛度退化

墻體的剛度退化曲線如圖7所示，曲線上的特征點為初始點、開裂點、屈服點、峰值點和極限點，從圖7可知，SW-C/D的初始點剛度比SW-A略大，且各墻體的剛度退化規律基本一致；SW-CFT墻的剛度和抗側性能始終優于SW-A；并且，隨著軸壓比的增加，SW-CFT墻的抗側剛度呈遞增趨勢，說明增加軸壓比可以提高剪力墻抗側剛度；SW-A剛度衰減速度比SW-CFT墻更快，說明鋼管的設置可以較好地減緩墻體整體剛度的衰減。

圖7 剛度退化曲線Fig.7 Stiffness degradation

3.5 耗能能力

選取能量耗散系數E衡量墻體的耗能能力，以圖8所示為例，按式(2)計算。

(2)

圖8 E的確定

由表5可知，峰值荷載下，SW-C/D的累積耗能比SW-A分別提升了80.3%、62.1%，能量耗散系數E較SW-A分別提高了32.1%和24.6%，表明SW-CFT墻的耗能能力比SW-A更為突出。原因在于SW-CFT墻的變形能力較好，試驗中，裂縫分布更加均勻，細小的裂縫不斷擴展，擴展過程中，內部骨料不斷摩擦，從而吸收了大量的能量，鋼管屈服后進入塑性耗能階段，也使得SW-CFT墻的耗能能力更好；而SW-C和SW-D的Q值和E值相差不大，說明軸壓比對SW-CFT墻耗能能力影響不大。極限荷載下SW-C/D的Q值和E值均比SW-A高，與峰值荷載下的變化相同。

表5 耗能指標Table 5 Energy dissipatied coefficients

4 正截面受彎承載力分析

4.1 屈服承載力分析

試驗用SW-CFT墻按高懸臂剪力墻分析，平截面假定適用于此類懸臂墻[4]。考慮屈服狀態下各試件截面應力、應變的分布如圖9所示。圖10給出了屈服點的確定方法[19]。

圖9 應力、應變分布

由圖10可得截面屈服曲率[20]為

(3)

式中：xy為截面屈服時受壓區高度；hw0=hw-aa,aa為受拉鋼管截面型心到截面邊緣的距離，取aa=hf/2。

圖10 最遠點法

由圖9(c)可得，截面軸向力為

N=φy(xy-a′a)(A′sE′s+Aa′E′a)+

Fc-fyAs-faAa

(4)

式中：N為軸向壓力；fy為鋼筋屈服強度；As為受拉鋼筋面積；Aa為受拉鋼管的面積；A′s為受壓鋼筋面積；A′a為受壓鋼管面積，Es為鋼筋彈模；Ea為鋼管彈模；Fc為等效矩形應力圖的合力大小;a′a為受壓鋼管截面型心到截面邊緣的距離,取a′a=h′f/2。

屈服彎矩為

My=(hw0-a′a)[(EsA′s+EaA′a)(xy-a′a)φy]+

Fc(hw0-ηxy)-N(0.5hw-aa)

(5)

試驗結果比式(5)計算值小，原因是鋼筋產生滑移導致鋼筋應變偏小，由于混凝土存在不均勻應力，導致等效矩形應力圖的合力偏小。引入系數x1、x2、x3對式(5)進行修正。

M′y=x1(hw0-a′a)[(EsA′s+EaA′a)(xy-a′a)φy]+

x2Fc(hw0-ηxy)-x3N(0.5hw-aa)

(6)

(7)

運用Matlab進行數據擬合，得到參數的范圍為x1∈[0.8,1]，x2∈[0.8,1]，x3∈[0.9,1.1]

當x1=0.9，x2=0.9，x3=1時，y=∑(My-M′y)2絕對誤差的和最小。

4.2 峰值承載力分析

試件的峰值承載力采用文獻[10]提出的公式進行驗證。

試件的峰值承載力計算公式為[10]

Nu=f′aA′a+Nc1+Nc2-faAa-Nsw

(8)

試件的水平承載力按式(9)計算。

F=(Nue0)/H

(9)

式中：e0=M/Nu；H為試件水平加載點至基礎頂面的距離。

4.3 計算結果與試驗結果比較

SW-CFT墻的屈服承載力和峰值承載力計算結果見表6。從表6可知：理論值與實驗值相差較小。可見，公式可以較準確地計算墻體的屈服和峰值承載力。

表6 承載力計算值與試驗值比較Table 6 Comparison of the calculation strength result with the test data

4.4 算例驗證

XTRACT軟件可以完全交互地快速進行混凝土-鋼組合結構截面的承載力分析。以SW-CFT截面為計算對象，對軸壓力和水平荷載受力工況下的正截面受壓承載能力極限狀態進行分析，直接形成截面軸力-彎矩曲線，將結果與試驗值進行對比。模型中，不考慮鋼管和混凝土之間的滑移，預制與現澆混凝土按一體考慮。

模擬采用的本構模型如圖11所示。以SW-C為例，截面長1 200 mm，寬200 mm。截面分3層，上下兩層為預制混凝土，中間為現澆混凝土。截面布置8根直徑12 mm的豎向鋼筋；兩端為方鋼管,內部現澆混凝土。模型中所用混凝土、鋼筋和鋼材的特性參數取實測值。建模過程分為定義材料、截面定義、網格劃分(自動劃分三角形網格)、荷載施加、結果分析幾個主要過程。以SW-D試件為例，界面定義及網格劃分如圖12所示，模擬結果如圖13所示。

圖11 本構模型

圖12 截面定義及網格劃分Fig.12 Section Definition and Mesh

圖13 模擬結果

XTRACT計算的動態圖顯示，截面受壓區高度先變小后變大，由圖13(a)可知，藍色區域為截面受壓區，由于鋼管的存在，邊緣混凝土不會脫落，最終導致墻體外邊緣鋼管出現破壞，與試驗的最終破壞模式一致；由圖13(b)試件軸力-彎矩關系曲線可知，B點為大小偏壓分界點，此時極限彎矩對應的承載力見表7。

表7 峰值承載力模擬結果比較Table 7 Comparison of the strength results

由表7可以看出，實測值與模擬值吻合較好，因此，SW-CFT墻的水平承載力可以使用XTRACT軟件進行計算。

5 結論

通過試驗和計算分析，得到以下結論：

1)現澆混凝土剪力墻和SW-CFT墻均發生彎曲型破壞；不同軸壓比下SW-CFT墻的破壞模式相同。

2)隨著軸壓比的增加，SW-CFT墻的屈服荷載和峰值荷載均出現不同程度的提高，且屈服荷載提高程度較大；在低軸壓比下，SW-CFT墻的耗能能力明顯較現澆混凝土墻高，軸壓比對SW-CFT的耗能能力影響不大。

3)理論公式可以較好地計算SW-CFT墻的承載力，而SW-CFT墻的水平承載力可以使用軟件XTRACT進行模擬。