纖維-鋼筋混凝土剪力墻結構擬靜力試驗及分析

薛志成，鄧亞權，關中植，裴 強

（1.廣東石油化工學院 建筑工程學院，廣東 茂名 525000；2. 黑龍江科技大學 建筑工程學院，黑龍江 哈爾濱 150022；3. 大連大學 建筑工程學院，遼寧 大連 116622）

0 引言

作為核電廠安全殼的主要承重和抗側力構件，鋼筋混凝土剪力墻應具有良好的延性、耗能性能及損傷容限以確保整個核電廠在強震作用下的抗震安全[1]。但已有的研究表明，強地震作用下普通鋼筋混凝土剪力墻結構存在震后修復難度較大、費用高等問題[2]。為改善剪力墻的變形性能和抗震性能，國內外學者提出一系列改進方案，如帶豎向裂縫剪力墻、高強混凝土剪力墻、鋼管混凝土剪力墻等[3,4]。但剪力墻中設置豎向裂縫削弱了截面的承載能力，使得結構初始剛度降低，抗裂性能變差。剪力墻采用高強混凝土使得延性性能降低，震后表現出脆性剪切破壞模式。鋼管混凝土剪力墻則存在承載力低、對裂縫約束效果不明顯等問題。因此亟需一種抗裂性能、延性、韌性及耗能性能好的新型結構材料。

纖維混凝土是在混凝土中摻入適量纖維而成高性能復合材料，與普通混凝土相比，纖維混凝土具有抗裂、抗拉、抗沖擊好等優點[5]。將纖維混凝土用于剪力墻中，有助于提高墻體的初始剛度、抗彎及抗剪性能，延緩裂縫的出現和發展速度，使結構具有較高的抗震性能和損傷容限[6]。Chou[7,8]最先提出將纖維混凝土應用至核電工程結構，通過對鋼纖維和和聚酰胺纖維鋼筋混凝土核電廠安全殼結構的試驗研究和數值模擬表明，摻入適量纖維可以顯著提高其抗剪切性能。與常規安全殼結構相比，1.0%的鋼纖維混凝土安全殼結構的最大側向位移可以提高約50%，1.5%的聚酰胺纖維混凝土安全殼結構的最大側向位移可以提高約40%。為進一步改善核電工程中鋼筋混凝土剪力墻結構的抗震性能，在剪力墻中采用玄武巖纖維混凝土，對立玄武巖纖維-鋼筋混凝土（Basalt Fiber-Reinforced Concrete, BFRC）剪力墻進行擬靜力試驗，并采用ABAQUS有限元軟件建立BFRC剪力墻三維有限元模型，將試驗結果與是數值模擬結果作對比，驗證所建模型的準確性，為研究核電工程中BFRC剪力墻提供技術支持。

1 試件概況

以某核電廠安全殼結構為例，鋼筋混凝土筒體結構外半徑為22 m，高為44 m，筒壁厚為1 m。取部分鋼筋混凝土筒體結構1:5縮尺模型進行擬靜力加載試驗，試驗在東北林業大學土木工程結構館進行，擬靜力試驗加載如圖1所示。試件中剪力墻縮尺模型、上加載梁及底梁尺寸如圖2所示。試件中剪力墻厚度為200 mm，上加載梁和底梁均為矩形截面，其截面尺寸及配筋如圖3所示。剪力墻縮尺模型中豎向鋼筋為6@65，水平鋼筋為6@70，拉筋為直徑2 mm鍍鋅鋼絲，墻體配筋及拉筋布置如圖4所示，鋼筋應變布置如圖5所示。試件中上加載梁和底梁采用強度等級為C50的混凝土，墻體采用強度等級為C50的玄武巖纖維混凝土，墻體中纖維體積率為0.1%，長徑比為1125。

圖1 擬靜力加載圖

圖2 試件基本尺寸

圖3 上加載梁和底梁配筋圖

圖4 墻體配筋及拉筋布置圖

圖5 鋼筋應變片布置圖

2 材料本構關系

鋼筋本構關系采用雙斜線簡化模型。屈服特性選用Von-Mises屈服準則，

加載梁和底梁中混凝土選用ABAQUS軟件中提供的塑性損傷模型，混凝土單軸受拉和受壓本構關系均采用《混凝土結構設計規范》（GB 50010-2015）[9]建議的應力-應變關系，

BFRC剪力墻中玄武巖纖維混凝土也采用ABAQUS軟件中的塑性損傷模型。趙高錦[10]根據過鎮海提出的混凝土單軸受壓應力-應變本構方程，通過調整單軸受壓應力-應變曲線上升段、下降段的參數，建立了玄武巖纖維混凝土單軸受壓本構模型。玄武巖纖維混凝土受壓本構關系采用此模型，其表達式為：

BFRC剪力墻中玄武巖纖維混凝土的受拉本構關系采用方超提出的纖維混凝土雙線性受拉本構模型[11]，其表達式為：

式（2）中參數可由下式計算：

3 試驗結果與數值模擬結果對比

3.1 破壞過程

BFRSC剪力墻在擬靜力加載過程中，隨時用紅色油性記號筆描繪裂縫，標明裂縫的長度、寬度以及出現時對應的荷載級數與位移級數，BFRC剪力墻最終裂縫分布如圖6所示。數值模擬中，根據可視化結果，可以觀測出BFRC剪力墻混凝土受拉損傷和受壓損傷的全過程，BFRC剪力墻混凝土受拉損傷云圖如圖7所示，受壓損傷云圖如圖8所示。

圖6 BFRSC剪力墻裂縫分布

圖7 BFRC剪力墻混凝土受拉損傷云圖

圖8 BFRC剪力墻混凝土受壓損傷云圖

由圖6可知，BFRC剪力墻試件的破壞形態表現為彎曲破壞。在試驗加載過程中，當水平荷載小于300 kN時，試件處于彈性階段，試件表面完好無損，未出現裂縫，墻體只發生微小位移。當水平荷載達到300 kN時，墻體最大位移為6.4 mm，左側墻角向上10 cm處出現一條斜裂縫，長為3 cm，寬為0.02 cm，左側墻角向上55 cm處出現一條水平微裂縫，長為3 cm，寬為0.03 cm；當反向加載至300 kN時，右側墻角向上48 cm處出現一條水平微裂縫，長為5 cm，寬為0.03 cm，右側墻角向上8 cm出現斜裂縫，長為12 cm，寬為0.03 cm。當水平荷載達到330 kN時，墻體最大位移為7.3 mm，水平裂縫向墻體腹部延伸，略有變寬，墻角斜裂縫數量增加并逐漸發展；當反向加載至330 kN時，原本水平裂縫延長至10 cm，右側墻角出現若干條斜裂縫，原本斜裂縫繼續向墻體中部延伸，此時荷載-位移曲線偏離直線，試件由彈性階段進入塑性階段，墻體發生屈服，取7.3 mm為屈服位移Δy，加載制度改為位移控制加載，以屈服位移為倍數，每級循環3次。當正向水平位移為1Δy（7.3 mm）時，左側墻角向上55 cm水平裂縫延300方向下延長5 cm，左側墻角向上10 cm處斜裂縫延45o方向向墻體中部延伸發展，墻體底部出現大量新的豎向微裂縫；當反向水平位移為1Δy時，右側墻角向上48 cm處出水平裂縫變寬，并且延45o方向向下發展，墻角出現新的豎向微裂縫，墻角出現一條水平裂縫，長為10 cm，寬為0.02 cm，并有向左側延伸發展的趨勢。當正向水平位移為2Δy（14.6mm）時，墻角出現2條新的斜裂縫，左側墻角向上25 cm處出現斜裂縫延45o向下發展，墻角豎向裂縫變寬繼續向上發展，同時在墻板中部新出兩條細長斜裂縫，東側墻腳水平裂縫延伸變寬，并且墻角混凝土保護層受壓鼓脹但并未剝落；當反向水平位移為2Δy時，右側墻角向上48 cm處水平裂縫變寬，繼續延45o斜向下發展，墻角出現新的豎向裂縫，長為10 cm，寬0.5 mm，原本裂縫繼續分叉發展，右側墻角有明顯的膨脹，但混凝土保護層并未剝落。當正向水平位移為3Δy（21.9 mm）時，水平荷載達到峰值380 kN，墻角斜裂縫和豎向裂縫瞬速發展，并伴有新的裂縫出現，水平裂縫寬度明顯增大，西側墻腳水平裂縫延伸并明顯變寬，加載過程中左側墻角發出噼啪聲，墻角混凝土開裂，出現細微剝落現象；當反向水平位移3Δy時，右側墻角裂縫瞬速發展，裂縫寬度明顯變寬，并伴有少量混凝土剝落。當正向水平位移為4Δy（29.2 mm）時，水平荷載降至峰值荷載的85%（320 kN），墻體底部與底梁連接處混凝土壓碎，混凝土大量剝落，墻體表面水平裂縫變寬貫穿整個截面，并發展出大量斜裂縫；反向水平位移為4Δy時，許多原有的斜裂縫分叉變寬，墻體底部的水平剪切滑移裂縫發展貫穿整個截面，右側墻角破壞嚴重，剝落出大量混凝土。由圖7可知，在數值模擬加載初期，在墻角和墻體中部先出現損傷，這與試驗觀察到墻角處出現斜裂縫和墻角上55 mm處出現水平微裂縫相一致。當墻體水平位移增至1Δy（7.3 mm）時，裂縫不斷發展并向墻體腹部蔓延，墻體根部混凝土受拉損傷不斷增大，當加載至最大水平位移4Δy（29.2 mm）時，墻體底部裂縫貫穿這個截面，墻體下部布滿裂縫，墻體中部損傷嚴重，裂縫從底部貫穿至墻頂。由圖8可知，在數值模擬加載初期，墻角混凝土最先出現受壓損傷，當墻體水平位移增至1Δy（7.3 mm）時，試件墻角兩側混凝土受壓損傷不斷增大，當加載至最大水平位移4Δy（29.2 mm）時，墻體下1/3全部出現受壓損傷，這與試驗觀察到墻體底部與底梁連接處混凝土壓碎，混凝土大量剝落，墻角破壞嚴重，剝落出大量碎石，墻體表面水平裂縫變寬貫穿整個截面，并發展出大量斜裂縫，數值模擬結果基本與試驗觀測相符。

3.2 應力分布

在剪力墻的水平鋼筋和豎向鋼筋處粘貼鋼筋應變片，可以觀測出擬靜力加載過程中墻體鋼筋的應變變化規律，從而反映出BFRC剪力墻整體的受力狀態。BFRC剪力墻中水平鋼筋和豎向鋼筋的應力變化如圖9所示，橫坐標為鋼筋應變 （），縱坐標為每級循環加載的峰值位移。數值模擬中模型的加載制度與試驗相一致，通過可視化結果，可觀測出墻體鋼筋籠的屈服部位及其最終的應力狀態，數值模擬得到的剪力墻鋼筋籠應力如圖10所示。

圖9 BFRSC剪力墻鋼筋應變曲線

圖10 BFRSC剪力墻鋼筋籠應力云圖

由圖9可知，試驗加載過程中，墻體2號豎向分布鋼筋處于較高的應力狀態，墻體13號水平鋼筋應變較小。當水平位移推至7.37 mm時，2號豎向鋼筋的最大應變在2200左右，鋼筋全部屈服，13號水平分布鋼筋應變呈增長趨勢，但鋼筋應變增長幅度較小，最大應變僅為385，鋼筋仍處于彈性狀態。當水平位移推至14.74 mm時，2號豎向鋼筋失效，退出工作狀態。由圖10可知，在數值模擬加載初期，當水平位移推至7.37 mm時，墻角兩側鋼筋首先發生屈服，隨著墻體水平位移不斷增長，鋼筋應力不斷增大，墻體下側1/3處的鋼筋籠逐漸屈服，當加載至最大水平位移29.2 mm時，墻角鋼筋全部屈服，這與試驗采集到的鋼筋應變規律基本一致。

3.3 滯回曲線

滯回曲線又稱恢復力特性曲線，既反映出試件在反復受力過程中的變形特征，又體現了試件進入彈塑性階段的承載能力、延性性能、剛度退化及耗能能力。利用ABAQUS有限元分析軟件BFRC厚剪力墻試件進行非線性分析，數值模擬與試驗BFRC厚剪力墻滯回曲線對比如圖11所示。

圖11 數值模擬與試驗BFRC厚剪力墻滯回曲線對比

由圖11可知，數值模擬所得厚剪力墻滯回曲線為梭形，比試驗更加飽滿，表明所建的厚剪力墻模型耗能性能及抗震性能更好，這主要是由于在選擇混凝土和鋼筋的本構關系時，未考慮混凝土與鋼筋之間粘結滑移的影響，當混凝土開裂以后，主要由鋼筋承擔其受力。當試件處于彈性階段時，數值模擬和試驗厚剪力墻滯回曲線基本吻合，隨著墻體水平位移的增加，承載力穩步提高。當試件達到峰值荷載時，兩者承載力相差在10%左右，在峰值荷載后，相對于試驗結果，模型的承載力下降段更加平滑，承載力下降段不明顯。這是由于數值模擬設置材料屬性時，鋼筋與混凝土設為理想狀態，材料剛度相比于試驗更大；同時，鋼筋本構關系選擇的是雙折線簡化模型，鋼筋屈服后強度退化速度緩慢。數值模擬所得BFRC厚剪力墻滯回曲線雖與試驗存在少許差異，但曲線基本吻合，表明所建BFRC厚剪力墻模型可以較好反映試件在擬靜力加載條件下的抗震性能。

4 結論

采用有限元分析軟件ABAQUS建立BFRC剪力墻的三維有限元模型，將擬靜力加載試驗結果與數值模擬結果作對比，得出以下結論：

(1) 隨著墻體水平位移不斷增長，鋼筋應力不斷增大，墻體下側1/3處的鋼筋籠逐漸屈服，當加載至最大水平位移時，墻角鋼筋全部屈服，這與試驗采集到的鋼筋應變規律基本一致。

(2) 隨著墻體水平位移的增加，試件墻角兩側混凝土損傷不斷增大，當加載至最大水平位移時，墻體下1/3全部出現受壓損傷，這與試驗觀察到墻體底部與底梁連接處混凝土壓碎，墻體表面水平裂縫變寬貫穿整個截面，并發展出大量斜裂縫基本相符。

(3) 數值模擬所得滯回曲線雖與試驗所得存在少許差異，但曲線基本吻合，表明所建BFRC剪力墻模型可以較好反映試件在擬靜力加載條件下的抗震性能。