兩邊連接暗支撐預制墻板抗震性能分析

李 彬，王 湛,2，王 鵬，潘建榮,2，范延靜，覃健桂

(1.華南理工大學 土木與交通學院，廣州 510640；2.華南理工大學 亞熱帶建筑科學國家重點實驗室，廣州 510640；3.東莞理工學院 土木工程系，廣東 東莞 523808)

鋼框架結構具有可裝配、施工周期短等優勢，但其同樣存在側向剛度較弱、水平荷載作用下變形大等不足，設計中常通過增加抗側力體系滿足實際工程需求[1-3]。預制墻板作為優良的抗側力體系，一直被廣泛應用于鋼框架結構的抗震及加固，其與主體結構的連接及內部骨架構造方式直接影響結構體系的抗震性能[4-5]。因此，如何合理地設計預制墻體內部構造及其連接方式，對裝配式鋼框架結構的安全性能及推廣起著至關重要的作用。

傳統預制墻板與鋼框架梁柱多采用四邊連接，但經過大量試驗及理論分析表明：此類連接會導致柱承受較大彎矩，可能出現柱過早失穩現象，影響結構整體抗震性能[6]。在此基礎上，國內外學者對預制墻板連接方式進行深入研究，Xue等[7]提出了一種預制墻板與上下梁相連的兩邊連接，并通過試驗及理論方法進行深入分析，結果表明，兩邊連接能有效傳遞荷載，避免柱承受過大彎矩，具有良好的延性及耗能性能。基于國外相關研究成果，郭蘭慧等[8-9]針對兩邊連接的細部構造進行分析，提出一系列有益的改進措施。

結合兩邊連接，國內外學者開展了考慮此類連接影響的鋼板剪力墻性能研究。在鋼框架結構中采用鋼板剪力墻作為抗側力體系，其穩定問題突出，往往需通過設置加勁肋或增大板厚的方式避免鋼板過早失穩，使鋼板剪力墻在實際加工過程中制作復雜、經濟性差[10-11]。因此，在此基礎上，郭蘭慧等[12-15]提出兩邊混凝土板約束的防屈曲鋼板剪力墻，有效解決了傳統鋼板剪力墻過早失穩的問題，但為了保證內置鋼板與混凝土約束板協調的工作性能，需要對鋼板設置復雜構造，使得生產工藝復雜、不利于預制構件的流水化作業。

因此，本文在現有兩邊連接、組合鋼板剪力墻的研究成果上，設計了一種適用于多、高層裝配式鋼框架結構的新型暗支撐預制墻板，其具有制作工藝簡單、便于安裝等特點。通過設計6個預制墻板試件，并進行循環加載試驗，分析該類型墻板的抗剪承載力、延性、耗能能力等抗震性能。通過建立精細化有限元模型，進行參數化分析，驗證試驗結果準確性，進而為該類墻板在實際工程中的應用提供指導。

1 試驗概況

1.1 試件設計與制作

通過對多組預制墻板進行有限元模擬分析，初步明確不同暗柱構造、上部連接件構造形式等變化，導致試件薄弱位置存在顯著差異。因此，本文以墻厚(bw)、墻寬(w)、剪跨比(λ)、混凝土類型、邊柱構造及連接構造為參數，共設計6個縮尺比為2∶3的帶暗支撐預制墻板試件，編號為SJ-1～SJ-6，其主要設計參數如表1所示。

表1 試件設計參數

參考常見工程實例，預制墻板高設為2 000 mm，鋼支撐均采用寬度50 mm、厚度10 mm的鋼板進行制作，暗柱截面規格分別為[63.0×40.0×4.8×7.5、I50×50×5×5，板內設置雙層雙向構造鋼筋網。依據剪跨比不同，分別設置5個或9個長度及間距均為100 mm的4.6級Φ16抗剪栓釘。為了快速精確地定位及安裝預制墻板，在上、下梁處各焊接一條與墻板寬度等長的豎向定位焊接件，待墻板安裝定位后，采用12.9級M24螺栓將連接角鋼、預埋T型件及豎向定位焊接板進行連接。同時，連接角鋼與加載框架梁采用12.9級M20螺栓進行連接，其中上部T型件與角鋼連接螺栓孔采用長圓孔構造(試件SJ-5采用普通圓孔)，下部采用普通圓孔。各試件節點板尺寸、焊接件與連接角鋼開孔布置方式保持一致，其細部構造如圖1所示。

(a)

為降低墻板整體質量，使用免燒結粉煤灰陶粒替代傳統粗骨料，采用容重法對C10陶粒混凝土進行配比設計。整個試驗過程共進行兩次適配，最終形成陶粒混凝土配比方案，如表2所示。

表2 陶粒混凝土材料組分

試件中鋼支撐及暗柱均選用Q345鋼，依據規范GB/T 501 07—2010《混凝土強度檢驗評定標準》、GB 6397—1986《金屬拉伸試驗試樣》、GB/T 2975—2018《鋼及鋼產品 力學性能試驗取樣位置及試樣制備》對預制墻板關鍵部位進行材性試驗分析，得到混凝土立方體抗壓強度標準值(fcu,k)、軸心抗壓強度(fck)、軸心抗拉強度(ftk)及彈性模量(Ec)，如表3所示。鋼筋及鋼板的屈服強度(fy)、極限強度(fu)、彈性模量(E)及伸長率(δ)，如表4所示。”

表3 混凝土材料性能

表4 鋼筋及鋼板材料性能

1.2 加載方案與測點布置

試驗在華南理工大學亞熱帶建筑科學國家重點實驗室完成，試件及加載裝置現場安裝，如圖2所示。為了評估預制墻板抗剪性能及其與鋼框架連接的性能，本次試驗采用受剪加載框架，將框架四點設置為鉸接，確保將水平剪力傳遞至預制墻板，同時限制墻板的剛體轉動和豎向移動。

圖2 試件裝置圖

考慮墻板試驗可能出現正、反兩側情況不同，為了便于記錄與描述試件的破壞，以靠近加載端的墻板一側為西側，遠離加載端的一側為東側。通過在預制墻板東側上部布置一個水平位移計，測量墻板頂部水平位移。同時，在鋼骨架及鋼筋上布置單向應變片監測預制墻板關鍵部位變形情況，其位置如圖3所示。

(a)鋼筋網應變測點布置

參照JGJ/T 101—2015《建筑抗震試驗規程》[16]，采用水平力和位移混合控制加載模式。其加載過程分為兩個階段：第一階段，混凝土產生裂縫前，采用水平力控制進行低周往復加載(每級荷載循環加載一次)，至混凝土出現裂縫轉為第二階段加載；第二階段，通過位移控制進行加載(每級位移循環加載兩次)，以混凝土開裂位移Δ作為增量步，至試件承載力下降至峰值荷載的85%時，結束加載。試驗加載制度如圖4所示。

圖4 擬靜力加載制度

2 試驗結果及分析

2.1 試驗現象

當試驗加載至預制墻板試件出現裂縫時，其一般為西側腳部出現水平裂縫；當加載至2Δ時，僅試件SJ-2、SJ-4開始出現沿鋼支撐方向的斜裂縫；當加載至4Δ時，其余試件出現沿鋼支撐方向的斜裂縫；隨著試驗加載位移不斷增大，最終由于試件承載力大幅下降或產生連接破壞，停止加載。上述試件表現為3種破壞模式：鋼支撐屈曲、鋼支撐及暗柱下部連接斷裂、高強螺栓剪切破壞。

(1)鋼支撐屈曲破壞(試件SJ-1及SJ-3)：西側腳部混凝土首先被壓碎退出工作，隨著試驗加載位移地增大，底部混凝土大面積剝落，鋼支撐受混凝土的外部約束逐步減小，由于承擔過大的側向壓力，造成其面外變形逐步增大，最終使得鋼支撐屈曲導致試件失效，如圖5(a)所示。

(2)鋼支撐及暗柱下部連接斷裂(試件SJ-2、SJ-4及SJ-6)：試件中下部兩側隨著加載位移地不斷增大，逐步出現呈中心對稱分布的裂紋，未出現貫通式裂縫，下部混凝土出現剝落現象，由于鋼支撐的變形被暗柱限制，未出現明顯面外變形，但暗柱承受較大拉力作用，使得試件最終因鋼支撐及暗柱的下部連接拉斷而失效，如圖5(b)所示。

(3)高強螺栓剪切破壞(試件SJ-5)：由于試件上部采用圓孔構造角鋼進行連接，難以釋放加載過程中墻體產生的變形，進而形成較大的豎向剪切力，使得預制墻板在形成貫通裂縫前，因下部螺栓剪斷造成連接失效，如圖5(c)所示。

(a)鋼支撐屈曲

2.2 滯回曲線

以加載段產生的推力方向為加載正方向，拉力方向為負方向，各試件水平荷載-位移(P-Δ)滯回曲線及水平荷載-層間位移角(P-θ)滯回曲線，如圖6所示。在混凝土開裂前，各試件的滯回曲線基本呈直線型發展。隨著力和位移地不斷增大，試件開始出現裂縫，滯回曲線面積逐漸增大，結構表現出一定的耗能能力，且隨著混凝土裂縫地不斷開展及壓碎，滯回曲線出現捏縮效應。當試驗轉為位移加載階段，由于荷載位移地不斷增大，試件外部混凝土不斷剝落，導致混凝土與鋼支撐黏結失效，且上部連接采用長圓孔，致使試件產生向上的位移，從而出現大量滑移現象，使得其滯回曲線由早期的弓形轉變為Z形。最終，試驗中所有試件均無明顯下降段，預制墻板的抗剪承載力由于支撐屈曲或暗柱拉斷，迅速下降至峰值承載力的85%以下。其中，當支撐發生屈曲時，無暗柱構造試件(SJ-1及SJ-3)的抗剪承載力會突然下降至100 kN以下，喪失繼續承載的能力；而設置暗柱構造的試件(SJ-2、SJ-4及SJ-6)，當暗柱拉斷或下部連接焊縫拉斷時，由于混凝土未完全剝落、鋼支撐未發生屈曲，其抗剪承載力雖然下降至峰值承載力的85%以下，但仍然具有一定的水平荷載。試件SJ-5未出現明顯下降段，主要是由于其上部連接角鋼采用圓孔構造，造成高強螺栓剪切破壞，而預制墻板本身未出現貫通裂縫，仍具有承載能力。因此，為避免預制墻板在實際使用過程中，出現承載力突然下降、鋼構件與混凝土黏結快速失效的問題，宜設置暗柱構造，且對易于破壞的暗柱底部焊縫進行加強，并對鋼支撐表面進行黏結增強構造處理；為了避免墻板與結構的連接失效，保證整體結構的使用安全性，宜采用長圓孔連接，釋放螺栓過大剪力。

(a)試件SJ-1

2.3 抗剪承載力與延性分析

各試件的骨架曲線如圖7所示，根據文獻[17]中屈服點的確定方法，采用等效能量法得到各試件屈服位移Δy、屈服位移角θy、屈服荷載Py、峰值位移Δmax、峰值位移角θmax、峰值荷載Pmax、極限位移Δu、極限位移角θu及極限荷載Pu及延性系數μ，如表5所示。其中，試件的延性系數為極限位移與屈服位移的比值。

從圖7的骨架曲線及表5的抗剪承載力計算結果可知：混凝土強度為C30的試件(SJ-3～SJ-6)，其初始剛度變化不大；混凝土強度為C10的試件(SJ-1、SJ-2)初始剛度小于強度為C30的試件。通過對比試件SJ-4與SJ-5發現，減小剪跨比、增大墻厚，其墻板的峰值位移降低至原來的1/2左右，但其峰值荷載提升16%。暗柱對試件峰值承載力提升的影響明顯，最高可達57%。其中工字鋼構造大于槽鋼構造，未設置暗柱的預制墻板抗剪承載力下大幅下降。所有試件的峰值位移角均大于1%，滿足我國規范中有關多、高層鋼結構位移限值(1/250)的要求，具有良好的延性特點，符合結構抗震設計規范中有關“中震可修”的設計理念。同時，對比分析試件SJ-1與SJ-3的延性系數可知，減小剪跨比、增大墻厚能有效提高預制墻板的延性性能；對比分析試件SJ-2、SJ-3、SJ-5及SJ-6可知，隨著預制墻板的混凝土強度增大，其延性系數增大，表明提高混凝土強度能有效提高試件延性，主要表現為試件極限位移增大；而對比試件SJ-3、SJ-5及SJ-6可知，暗柱構造對試件延性系數影響不大。因此，為了保證預制墻板構件的承載力及延性要求，宜設置暗柱構造、使用較高強度等級混凝土。

圖7 試件骨架曲線

表5 骨架曲線特征點實測值

2.4 應變分析

本文通過各試件的關鍵部位應變及其不同失效模式，明確不同構造預制墻板的荷載承擔機制。選取試件SJ-1、SJ-3 及SJ-5的西側下部鋼支撐應變，SJ-6東側下部暗柱應變進行分析，對應水平荷載-應變(P-ε)滯回曲線，如圖8所示。

(1)結合圖8(a)、圖8(b)可知，未設置暗柱的試件，在達到屈服荷載前，鋼支撐處于彈性階段，其滯回曲線基本呈直線型發展，但在中部和下部出現完全相反的變形，表明鋼支撐及下部節點板以壓剪變形為主，且節點板先于鋼支撐變形；在試件達到屈服荷載后，鋼支撐與節點板連接處已經屈服，鋼支撐中部隨著力和位移地逐步增大而進入屈服狀態，其與試件SJ-1、SJ-3破壞時腳部鋼支撐屈曲的破壞現象相吻合。

(2)結合圖8(c)、圖8(d)可知，設置暗柱試件，在達到屈服荷載前，東側下部暗柱及西側下部鋼支撐的水平荷載-應變滯回曲線基本呈直線發展，表明其處于彈性階段；隨著試驗加載至峰值荷載階段，鋼支撐及暗柱的變形不斷增大進入塑性階段，當試件下部焊接強度不足時，會出現下部連接拉斷，表明此處相較傳統焊接設計應進行局部加強。

(3)對比圖8(b)、圖8(c)可知，當試件設置暗柱構造時，對鋼支撐及下部連接產生約束作用，其在試件達到峰值荷載階段前仍處于彈性階段，具有一定的承載能力；而試件中未設置暗柱構造，會導致鋼支撐與節點板過早發生屈曲變形，造成預制墻板抗剪承載力降低。

(a)試件SJ-1

2.5 耗能能力

參考JGJ/T 101—2015《建筑抗震試驗規程》，以每級循環荷載下等效阻尼系數ζeq為參考指標，計算結果如圖9所示。在極限荷載處，不同試件等效阻尼系數相差較大，試件SJ-1及SJ-2(陶粒混凝土預制墻板)的等效阻尼系數均大于0.2，最大為0.23；試件SJ-3～SJ-6(普通混凝土預制墻板)的等效阻尼系數則為0.14～0.17，結果表明采用陶粒混凝土的預制墻板耗能性能更好。相較于彭曉彤等研究中鋼筋混凝土墻板等效阻尼系數(0.082～0.115)、文獻[18]中鋼板剪力墻的等效阻尼系數(0.272～0.287)，本文提出的暗支撐預制墻板介于中間，且陶粒混凝土預制墻板的等效阻尼系數接近鋼板剪力墻的等效阻尼系數，表明本文所設計試件具有良好的耗能性能。

圖9 各試件等效阻尼系數曲線

2.6 剛度退化

參考JGJ/T 101—2015《建筑抗震試驗規程》，以每級加載的滯回曲線割線剛度Ki的變化來描述預制墻板的剛度退化現象，為了直觀描述不同試件的剛度退化規律，本文對剛度進行無量綱化處理(Ki/K1)，得到的結果如圖10所示。從圖10可知，所有預制墻板試件在混凝土開裂前的力控制階段，其剛度迅速下降，表明隨著力和位移地不斷增大，試件的混凝土逐步出現損傷，使得剛度快速下降。當預制墻板的混凝土開裂后，所有試件的剛度基本保持平穩發展，這一階段試件的剛度主要有鋼構件部分控制，其下降梯度較為緩慢。通過對比試件SJ-1與SJ-2、SJ-4與SJ-5可知:減小剪跨比、增大墻厚其剛度退化效應更為明顯；而增加暗柱構造，能降低試件的剛度退化效應。

圖10 各試件剛度退化變化率曲線

3 有限元分析

3.1 有限元模型建立及其結果驗證

采用ABAQUS軟件對預制墻板建立精細化有限元模型，分析其主要構件不同階段內力變化情況。模型中采用T3D2單元模擬構造鋼筋，其余構件均采用C3DR8單元進行模型。普通混凝土采用GB 50010—2012《混凝土結構設計規范》[19]中建議的本構模型，陶粒混凝土采用參考文獻[20]中的本構模型，Q345鋼材、高強螺栓及HPB300鋼筋均采用參考文獻[21]中的本構模型。

本文通過分析試件在不同階段的應力與塑性應變發展情況，并將其與試驗結果對比，從而驗證有限元模型的準確性。其中:混凝土部分參考文獻[22]中的DAMAGET云圖分析;構造鋼筋、鋼筋網及鋼骨架采用MISES應力云圖分析。以試件SJ-6為例，其不同階段的各組件塑性應變，如圖11所示。開始加載至混凝土開裂位移階段，鋼筋網及預埋鋼骨架均處于彈性階段，而混凝土部分首先在西側腳部產生裂縫；在屈服階段，混凝土塑性應變范圍擴大，裂縫不斷擴展，且鋼筋網及鋼骨架開始產生塑性應變；隨著加載位移不斷增大，下部混凝土被壓碎退出工作，鋼骨架作為主要承力構件，在西側腳部產生最大塑性應變。依據上述分析結果及圖11中不同組件塑性發展歷程可知，有限元模型的傳力機理及各組件失效過程與試驗結果相符。

(a)混凝土開裂階段不同組件應力及塑性應變云圖

有限元模擬與試驗實測的骨架曲線對比分析結果，如圖12所示。由圖12可知，試件SJ-3～SJ-6的有限元模擬結果與試驗實測值基本吻合，能反映出結構的剛度、強度變化規律。而試件SJ-1、SJ-2的有限元模擬結果大于試驗實測值，主要是由于C10陶粒混凝土加入泡沫，使得鋼骨架與混凝土界面黏結力變差，而有限元模擬直接采用“Embedded”接觸，放大了兩者之間的界面黏結力。因此，為保證后續有限元參數化研究的準確性，混凝土部分均采用普通混凝土進行分析。

(a)試件SJ-1

3.2 有限元模型參數化分析

本文以試件SJ-5為基礎模型，選取混凝土強度、鋼支撐厚度及鋼支撐寬度為變化參數，探究其各參數對墻板抗震性能的影響，如表6所示。其中，基礎模型的參數分別為C30普通混凝土，槽鋼邊柱及預埋鋼骨架鋼材強度為Q345，鋼支撐寬度為50 mm、厚度為10 mm，墻板上部角鋼通過長圓孔構造與加載梁連接。

表6 有限元分析模型參數設置

3.2.1 混凝土強度

通過改變有限元模型中混凝土材料參數，得到不同試件的屈服荷載和峰值荷載變化規律，如圖13所示。當采用C10普通混凝土時，墻板抗剪承載力較純鋼骨架試件提高2.27倍，表明混凝土與預埋鋼骨架的組合作用能極大地提高預制墻板抗剪承載力。當混凝土強度為C10～C30時，每級混凝土強度試件屈服荷載變化不大(2%以內)；當強度為C40以上時，每級混凝土強度屈服荷載分別增長11.6%、7.2%及11.7%。相鄰強度混凝土的預制墻板試件峰值荷載變化幅度均在5%左右。為了充分發揮預制墻板的承載性能，建議暗支撐預制墻板在實際工程中，采用C30級以上混凝土。

圖13 混凝土強度與抗剪承載力的關系

3.2.2 鋼支撐鋼板厚度

通過改變有限元模型中鋼板支撐厚度參數，明確其對預制墻板的抗震性能影響，得到不同試件的屈服荷載和峰值荷載變化規律，如圖14所示。當暗支撐鋼板厚度為4 mm時，相較于素混凝土墻板，其屈服荷載提升1.25倍，峰值荷載提升1.28倍。在屈服階段，暗支撐鋼板厚度以10 mm為分界點：當大于10 mm時，每級厚度增加其屈服荷載提升15%以上;當小于10 mm時，每級厚度增加其屈服強度提升5%以內。同時，隨著暗支撐鋼板每級厚度地增加預制墻板峰值荷載提升幅度維持在5%～10%。

圖14 鋼支撐厚度與抗剪承載力的關系

3.2.3 鋼支撐鋼板寬度

基于不同鋼支撐鋼板厚度的有限元模擬結果，在用鋼量相同的條件下，改變鋼支撐寬度參數，得到不同試件的屈服荷載和峰值荷載變化規律，如圖15所示。暗支撐鋼板寬度以50 mm為分界點，大于50 mm時，每級寬度增加屈服荷載提升達15%以上，但其峰值抗剪承載力提升幅值維持在5%左右。而在試件中鋼板厚度和寬度等用鋼量變化時，增大鋼板寬度對提升抗剪承載力具有更顯著的效果。

圖15 鋼支撐寬度與抗剪承載力的關系

4 結 論

(1)兩邊連接暗支撐預制墻板破壞模式有鋼支撐屈曲、鋼支撐及暗柱下部連接斷裂、高強螺栓剪切破壞，設計時應對T型件與節點板及暗柱焊縫進行局部加強，上部連接宜采用長圓孔構造。

(2)兩邊連接暗支撐預制墻板的等效黏滯阻尼系數(0.14～0.23)位于常規鋼筋混凝土剪力墻(0.082～0.115)與鋼板剪力墻(0.272～0.287)之間，耗能性能優良；其峰值位移均大于1%，滿足規范中的限值要求，具有良好的延性特點。

(3)采用陶粒混凝土，能增強預制墻板的耗能能力；設置暗柱，能有效提高預制墻板的承載能力，防止鋼支撐發生屈曲破壞。

(4)隨混凝土強度等級提高，以C30為分界點，預制墻板的屈服荷載出現先平緩后顯著增加的變化趨勢；在鋼支撐鋼板用鋼量相同時，增大寬度較增大厚度對預制墻板的抗剪承載力提升更為顯著。