高層裝配式剪力墻結構地震損傷性能評估

秦朝剛，白國良，吳濤，劉伯權，徐亞洲，蘇寧粉

(1.長安大學建筑工程學院，陜西西安，710061；2.西安建筑科技大學土木工程學院，陜西西安，710055)

隨著地震災害帶來的社會影響和經濟損失愈加嚴重，結構的性能設計越來越受重視，而性能設計的關鍵是確定結構的損傷狀態及對應的量化指標。美國、日本和中國等國家均給出了通用的設計方法和評價指標，以指導結構性能設計，但對有關裝配式剪力墻結構的性能標準與量化指標如何定義以及其能否借鑒現澆剪力墻的評價體系等的研究較少。剪力墻結構是一種最有效的抗側力結構體系，廣泛應用于高層建筑。徐龍河等[1-4]等基于變形與能量的雙參數損傷模型[5-6]，研究了適用于剪力墻結構的地震損傷模型，并給出了各損傷狀態的界限值；鄭山鎖等[7]提出了基于構件、樓層及整體結構損傷的鋼筋混凝土筒體損傷模型；汪夢甫[8]提出了整體結構的損傷模型。目前，裝配式剪力墻結構的研究主要集中于抗震性能[9-10]，而關于抗震性能評估的研究較少，現澆剪力墻結構已建立的評價方法和指標是否可應用于裝配式剪力墻結構尚未明確，因此，有必要了解裝配式剪力墻結構的地震損傷演化機理，并定量地評價其損傷狀態。本文作者基于裝配式剪力墻結構的振動臺試驗研究[11]，根據整個加載歷程中結構的裂縫發生發展歷程、整體變形和耗能參數，結合已有剪力墻構件與結構抗震性能的研究，對此類結構地震破壞等級的劃分標準、性能狀態及損傷界限值進行分析；基于層間位移角和變形與能量的雙參數損傷模型，提出此類結構不同性能狀態下的地震損傷性能評價標準與方法，以期為相關工程應用提供參考。

1 地震模擬振動臺試驗概述

1.1 試驗概況

設計一個縮尺比例為1/5的12層高層裝配整體式剪力墻結構，平面長×寬為1 800 mm×1 800 mm，層高600 mm，墻厚40 mm，地梁高360 mm，模型總高7 560 mm。結構平面布置包含“L”型、“T”型和“┼”型3 類現澆連接部位和3 種預制墻板。模型采用鍍鋅鐵絲模擬鋼筋，降低強度和彈性模量的細石微?；炷聊M混凝土，毛細鋼管模擬灌漿套筒。已有的鋼筋連接性能研究表明，合理的構造措施下鋼筋連接技術鮮有錨固失效現象發生，故假定預制墻板縱向鋼筋不發生黏結滑移破壞，研究預制墻板薄弱部位豎向和水平連接對結構抗震性能的影響。模型結構的相關技術參數均滿足JGJ 1－2014“裝配式混凝土結構技術規程”[12]等設計規范和設計圖集的要求。

根據量綱相似理論確定動力系統中各物理量的相似關系，并確定合理的相似常數指導模型結構設計、建造與加載。以8 度(加速度峰值為0.200g)為設防標準，依次選取Superstitn Hills(B)90°(X向)和 180°(Y向)方 向 分 量 (B-WSM 波)，Turkey Kocaeli 180°(X向)和 270°(Y向)方向分量(DZC 波)以及 Imperial Valley EW(X向)和 NS(Y向)分量(ELW波)這3條地震波作為地震激勵，單向和雙向交替加載，各工況加速度峰值為0.035g，0.070g，0.140g，0.220g，0.400g，0.620g，0.700g和0.800g，雙向加載時X向和Y向加速度峰值比為1.00:0.85，其他主要設計參數詳見文獻[11]。

1.2 變形性能

當樓層變形超過結構本身的變形能力時，結構便發生破壞，亦稱為首次超越破壞。層間變形的最大響應一般出現在結構受損較嚴重的部位，如B-WSM波作用下的第4～6層，DZC波作用下的第2層和第5～6層，ELW波作用下的第5層，這也反映了結構裂縫分布的主要規律，即該部分樓層為結構在地震作用下的薄弱部位。表1～3所示分別為B-WSM 波、DZC 波和ELW 波作用下結構各層的層間位移，反映了整體結構的層間變形規律。以樓層位移為基礎，參考相關標準中剪力墻結構的性能評價指標[13]，本文作者提出基于層間位移角的裝配式剪力墻結構損傷評價指標。

表1 B-WSM波作用下模型結構的層間位移Table 1 Story displacements of model structure under B-WSM wave mm

表2 DZC波作用下模型結構的層間位移Table 2 Story displacements of model structure under DZC wave mm

表3 ELW波作用下模型結構的層間位移Table 3 Story displacements of model structure under ELW wave mm

1.3 滯回性能

結構或構件在小幅往復地震作用下亦產生累積損傷，造成破壞。滯回性能可以反映結構在地震作用下的耗能特性，用于評價結構的抗震性能或損傷狀態。由高層裝配式剪力墻結構的基底剪力和頂層位移獲得整體結構的滯回曲線，并求得其骨架曲線。參考文獻[14]中關于屈服位移和極限位移的定義，確定二者取值分別為上升段0.7倍峰值荷載和下降段0.8 倍峰值荷載對應的峰值位移(δp)，如圖1 所示。由圖1 可見：結構的屈服位移(δy)和極限位移(δu)分別為 21 和 67 mm，對應的荷載分別為67.94 kN和77.65 kN。

圖1 高層裝配式剪力墻結構骨架曲線Fig.1 Skeleton curve of high monolithic precast shear wall structure

2 地震破壞等級及性能水平劃分

將各類結構的地震破壞劃分等級，并與其性能水平相匹配，以便開展地震現場震害調查、災害損失評估、烈度評定、震害預測及工程修復等工作。根據裝配式剪力墻結構的試驗破壞現象，考慮此類結構在地震作用下的合理破壞機制，以主要耗能構件(連梁)、抗側力構件(現澆剪力墻/預制剪力墻)和非結構構件的受損破壞狀況為準，結合地震作用下結構各樓層層間位移角的變化規律，初步確定其地震破壞等級，并給出相應的宏觀描述，見表4。由表4 可見：此類結構破壞等級劃分為6 級：I 級，完好；II 級，基本完好；III 級，輕微破壞；IV 級，中等破壞；V 級，嚴重破壞；VI級，毀壞。地震破壞等級劃分基于文獻[15]中關于鋼筋混凝土剪力墻結構的劃分標準，重點考慮裝配式剪力墻結構中構件連接及預制構件的損傷破壞程度對整體結構的影響。與地震破壞劃分等級對應的性能水平見表5，主要評價標準依據為抗側力構件(現澆剪力墻部位/預制剪力墻部位)和耗能構件的損傷狀況及可修復程度。

3 基于變形和耗能的雙參數損傷計算模型

基于理想彈塑性結構的恢復力模型，提出一種改進的Park-Ang雙參數地震損傷模型[16]：

式中：δ為結構在地震作用下的最大位移，mm；Qy為層間屈服剪力，kN；∫dE為樓層的滯回耗能，kN?mm；α和β為組合參數。

以樓層為對象，由式(2)計算高層裝配式剪力墻結構各樓層的損傷指數Dj，結構體系的損傷指數D由各層的損傷指數按滯回耗能比例的加權方式獲得：

表4 高層裝配式剪力墻結構地震破壞等級劃分及宏觀描述Table 4 Seismic damage classification and macroscopic description of high monolithic precast shear wall structure

式中：λi和λj分別為構件和樓層加權系數；Ei為構件或各樓層的滯回耗能，kN·mm。

根據高層裝配式剪力墻結構在嚴重破壞與倒塌時的性能水平界限值，并考慮損傷指數的物理意義，確定結構達到倒塌破壞時對應的損傷指標，反算得到各樓層損傷模型計算公式中的組合系數α和β分別為0.41和1.66，其中各樓層的最大位移見表1～3，高層裝配式剪力墻結構的極限位移和屈服位移及其對應的基底剪力如圖1所示。結構各樓層滯回耗能由其層間剪力和層間位移的滯回曲線面積獲得，其中ELW 波作用下各層滯回耗能及損傷指數見表6和表7。

根據結構的位移響應和滯回耗能，由式(1)計算3條地震波作用下結構各樓層的損傷指數，如圖2 所示。由式(2)計算各層滯回耗能比例并進行組合，求得結構在各工況下的損傷指數，如圖3所示。

圖2反映了不同加速度峰值時各樓層損傷指數及其增量的變化。從圖2可見：

1) 高層裝配式剪力墻結構在3 條地震波作用下，除頂層、底層外，各層損傷指數均較大，與整體結構表面裂縫分布形態及損傷程度一致[11]。

2) 在加速度峰值分別為0.035g，0.070g，0.140g和0.220g時，各層損傷指數及其增量均較小，且各層損傷指數基本相近，此階段僅連梁端部形成微裂縫或細微裂縫群；當加速度峰值為0.400g和0.620g時，損傷指數增幅明顯，約為50%，尤其是結構的第2～7層，預制墻板水平連接部位首次形成明顯的水平裂縫，同時連梁端部裂縫亦增加；當加速度峰值為0.700g和 0.800g時，損傷指數亦逐漸增加，但增幅較小，水平裂縫沿連接部位有序延伸，第2層和第3層首次形成豎向微裂縫。

表5 高層裝配式剪力墻結構的性能水平Table 5 Performance levels of high monolithic precast shear wall structure

表6 高層裝配式剪力墻結構各樓層滯回耗能Table 6 Hysteretic energy of each floor of high monolithic precast shear wall structure kN?mm

3)各樓層在3條地震作用下的損傷指數變化趨勢基本相似，但不同加速度峰值時因地震波時頻特性不同，加之結構的動力特性變化，其損傷指數增幅存在差異，如B-WSM波在0.400g時增幅明顯，DZC 波在0.620g時增幅明顯，ELW 波在0.620g和0.800g時增幅明顯。

圖3所示為整體結構損傷指數沿工況的變化情況及性能水平的定義區間。由圖3 可見：3 條地震波作用下結構的損傷指數隨輸入加速度峰值增大而增加，各條地震波曲線存在一定差異，但總體變化趨勢基本一致，彈性階段損傷較小，構件開裂形成裂縫進入彈塑性階段后損傷增幅較快，最終結構豎向抗側力構件損傷嚴重，但結構尚未形成倒塌。

結構各樓層損傷指數中位移損傷與滯回耗能損傷在不同加速度峰值時比例不同，以結構損傷程度較嚴重的第3，4 和5 層為例，分析在不同加速度峰值時ELW 波的位移和滯回耗能損傷，如圖4 所示。由圖4 可見：在加速度峰值為0.035g，0.070g和0.140g時位移損傷指數均比滯回耗能損傷指數大，說明在彈性階段樓層位移是引起結構損傷的主要因素。隨著輸入結構加速度峰值的增大，結構的滯回耗能損傷指數逐漸增大，二者引起的損傷指數基本相近。當輸入地震波加速度峰值(PGA)為 0.620g，0.700g和 0.800g時，滯回耗能的損傷指數明顯大于位移損傷指數，即各樓層在塑性階段滯回耗能起主要作用。采用雙參數損傷模型計算結構各樓層損傷指數時，樓層位移與滯回耗能在結構不同性能狀態下引起的損傷程度不同。

表7 高層裝配式剪力墻結構各樓層損傷指數Table 7 Damage indexes of each floor of high monolithic precast shear wall structure

圖2 各樓層損傷指數Fig.2 Damage index of each floor

圖3 結構損傷指數Fig.3 Damage index of structure

4 損傷評價指標

4.1 層間位移角

關于性能水平的評價指標通常包括力、變形、能量、變形與能量組合，頻率、剛度等參數，為了與現澆結構性能水平進行對比，選用層間位移角θ評價其性能水平，見表8。

高層裝配式剪力墻結構按照我國抗震設防烈度為8 度(0.200g)的要求進行設計，假定鋼筋連接未發生黏結滑移破壞(采取可靠的構造措施與技術保證)，按照裝配式結構的建造工藝制作。在加速度峰值(PGA)小于0.035g時，結構構件沒有產生裂縫，處于彈性階段，即當最大層間位移角小于1/1 500 時，結構完全正常使用；在PGA 小于0.070g時，結構豎向抗側力構件無明顯裂縫，僅個別剪跨比較小的連梁有細微斜裂縫產生，結構仍處于彈性階段，限定最大層間位移角小于等于1/1 000 時為“正常使用”性能；當PGA 大于0.400g時，高層裝配式結構下部樓層預制墻板疊合連梁結合面出現水平微裂縫，此時豎向抗側力構件尚未遭受明顯損傷，最大層間位移角為1/127，滿足現澆剪力墻結構和裝配式剪力墻結構彈塑性層間位移角限值[17]，故將“生命安全”性能水平的層間位移角限值定義為1/120；此后，隨著加速度峰值的增大，裝配整體式結構預制墻板之間的水平裂縫沿結構高度方向擴展，且部分疊合連梁端部形成塑性鉸，裂縫均勻分布于第1～11層，且第2層和第3層個別豎向連接部位形成微裂縫，以PGA為0.800g時結構的最大層間位移角為限值定義“難以修復”的性能水平，層間位移角調整后的最大值大于1/60 時，定義其性能水平為“接近倒塌或倒塌”；當PGA 為0.070g～0.400g時，裂縫發展較緩慢，均為疊合連梁端部的微裂縫，個別呈現明顯裂縫，未損壞豎向抗側力構件。為了安全起見，將“正常使用”和“生命安全”性能水平之間的層間位移角差值二等分，調整后的層間位移角量值定義為“立即使用”這一性能水平的分界點。

由表8可知：以層間位移角評價高層裝配式剪力墻結構性能水平的狀態與GB50010—2010“混凝土結構設計規范”[18]中現澆剪力墻結構的限值略有不同，原因在于，現澆結構與裝配式結構的破壞機理不同[19]，前者主要體現于某一(部分)樓層結構構件的集中損傷，后者為由預制構件連接薄弱部位引起而均勻分布于整體結構高度方向的水平裂縫群和連梁端部集中損傷。二者破壞形態、裂縫發展規律和耗能方式的不同，引起結構在不同地震加速度峰值作用下地震響應的差異。

圖4 位移損傷與滯回耗能損傷Fig.4 Displacement damage and hysteretic energy damage

表8 層間位移角評價指標Table 8 Evaluation index of inter-story drift

4.2 損傷指數

基于損傷性能的抗震設計方法，通過定義損傷指數來控制結構或構件的損傷程度。損傷指數D的范圍應在[0，1]，當D=0時，對應震害情況下的完好狀態；當D≥1 時，意味著結構或構件完全破壞；損傷指數D為單調遞增函數，即結構或構件的損傷呈增大趨勢且不可逆。對于損傷指數的計算，不同學者提出了不同的計算模型[20-23]，其中PARK等[5-6]基于梁柱構件試驗研究結果提出的雙參數損傷模型具有明確的物理意義而被廣泛應用，但仍存在一定不足。呂大剛等[24-28]對此進行了修正，使其具有更廣泛的適用性。本文基于層間變形和能量耗散的雙參數損傷模型對高層裝配式剪力墻結構的損傷狀況進行分析，參考已有混凝土結構在不同性能水平下的損傷指數界限，結合振動臺試驗研究的裂縫分布形態、動力特性、層間變形、滯回耗能等地震響應，提出結構的雙參數損傷模型，計算不同損傷狀態下樓層和結構的損傷，綜合分析后給出不同性能水平的損傷限值，見表9，其中0≤D＜0.01 為“完全正常使用”時的性能水平。

5 整體結構損傷分析

根據高層裝配式剪力墻結構地震模擬振動臺試驗的破壞形態和地震響應[11]，結合雙參數損傷模型計算結構各層損傷指數和層間位移角的性能水平量化指標，可以初步得出以下結論：當輸入地震波加速度峰值為0.035g時，裝配整體式結構的最大層間位移角為1/1 786(第5 層)，結構在3 條地震波作用下的整體損傷指數平均值為0.009，定義層間位移角限值為1/1 500 和整體損傷指數為0.01為“完全正常使用”性能水平的限值，整體結構基本無損傷。當輸入地震波加速度峰值為0.070g時，結構亦處于彈性階段，其表面基本沒有裂縫產生，其破壞等級基本完好，結構的最大層間位移角為1/1 020(第5 層)，結構在3 條地震波作用下的整體損傷指數平均值為0.018，定義層間位移角限值為1/1 000 和整體損傷指數為0.03 為“正常使用”性能水平的限值。當PGA 為0.140g時，結構的最大層間位移角為1/452(第5層)，結構在3條地震波作用下的整體損傷指數平均值為0.055，結構表面僅有少量微裂縫產生，其破壞等級輕微破壞，定義層間位移角限值為1/400 和整體損傷指數0.10為“立即使用”的性能水平限值。當PGA 為0.220g時，結構的最大層間位移角為1/290，結構在3 條地震波作用下的整體損傷指數平均值為0.104，結構表面的裂縫逐漸增加并延伸，其破壞等級為輕度破壞；當PGA 為0.400g時，結構的最大層間位移角為1/127，結構在3 條地震波作用下的整體損傷指數平均值為0.328，此階段裝配式結構下部樓層預制墻板連接部位表面開始呈現水平微裂縫，主要抗側力構件開始受損，其破壞等級為輕度破壞，定義層間位移角為1/120和整體損傷指數為0.40 為“生命安全”的性能水平限值。當PGA為0.620g，0.700g和0.800g時，結構在強震作用下進入塑性階段，其最大層間位移角明顯增大，結構在3條地震波作用下的整體損傷指數平均值分別為0.656，0.726 和0.861，此階段破壞狀態較為嚴重，裝配式結構預制墻板之間除頂層外，各層均產生水平裂縫，且部分水平裂縫貫穿現澆連接部位，同時，第2和第3層預制墻板之間開始呈現豎向微裂縫，此階段破壞等級為嚴重破壞，定義層間位移角為1/60 和整體損傷指數為0.90 為“難以修復”性能水平限值。結束輸入地震波后，裝配整體式剪力墻結構受損嚴重，但尚未倒塌，說明具有較好的抗震性能，滿足結構抗震性能設計的要求。

表9 不同性能水平的損傷界限值Table 9 Damage index thresholds at different performance levels

6 結論

1)將裝配式剪力墻結構的地震破壞等級劃分為6級，即：I級，完好；II級，基本完好；III級，輕微破壞；IV 級，中等破壞；V 級，嚴重破壞；VI級，毀壞。并提出了對應的結構性能水平。

2)在結構的彈性階段主要產生樓層位移損傷，而滯回耗能損傷主要體現在結構的塑性階段。

3)基于改進的Park-Ang 雙參數損傷模型而提出的樓層位移和滯回耗能組合的樓層損傷指數，其分布規律與結構的破壞形態一致；以各層滯回耗能百分數為系數計算得到整體結構的損傷指數，與結構的破壞形態基本一致。

4)基于層間位移角和損傷指數的性能水平量化指標可以有效評價高層裝配式剪力墻結構的不同性能水平。