邊緣縱筋對暗柱型鋼焊接裝配式剪力墻抗震性能影響

張淑云, 韓凌禹

(西安科技大學建筑與土木工程學院，西安 710054)

現階段，隨著國家大力推行綠色節能政策和可持續發展觀念深入人心，建筑工業化、住房產業化變得越來越被人們所重視，對預制裝配式剪力墻的研究也被越來越多的人關注。暗柱型鋼焊接連接的帶水平拼縫的預制裝配式剪力墻具有承載能力強、施工方便、綠色健康、節能環保等優點，相對于預制墻體本身而言，其水平拼縫的連接為整個墻體的最薄弱點[1-2]。

水平拼縫連接多為漿錨連接[3]和鋼筋搭接等方式，而這些連接一直擺脫不了施工工藝復雜，節點連接強度難以保證等問題。一些學者提出型鋼焊接連接的新型連接方式，并對這種連接方式的抗震性能進行了研究。Soudki等[4]對角鋼和鋼筋焊接的裝配式剪力墻進行了試驗，并得出此連接方式的裝配式剪力墻能具有較好的承載力和延性耗能能力。蔡柳鶴[5]對焊接型鋼連接形式的預制裝配式剪力墻進行試驗分析，得出型鋼焊接連接的剪力墻的破壞為彎剪破壞，構件耗能能力強，塑性變形能力較好，具備較好的抗震性能。王嘯霆[6]對整體裝配式型鋼剪力墻進行了擬靜力試驗，水平連接為型鋼抗剪鍵，豎向連接為型鋼轉角墻，結果表明，該組合結構體系的抗震性能與現澆結構基本相同。

為了更深層次地研究暗柱焊接連接的預制裝配式剪力墻結構，增強其抗震性能， 利用有限元軟件ABAQUS剪力墻模型，對這種剪力墻的模擬分析驗證合理的基礎上，通過改變暗柱縱筋直徑大小，對不同的暗柱邊緣縱筋直徑的應力分布、滯回曲線、耗能能力等參數進行非線性擬靜力計算分析，綜合評價不同暗柱縱筋下該墻體的抗震性能，確定縱筋直徑改變對墻體抗震性能的影響程度。

1 有限元模型

文獻[7]中的試件SW2、SW2為軸壓比為0.3、連接形式為暗柱型鋼焊接的預制裝配式剪力墻，利用ABAQUS建立相應模型進行非線性分析，其有限元模型如圖1所示。

圖1 有限元模型Fig.1 Finite element model

1.1 單元類型

混凝土、鋼板及型鋼均采用C3D8R單元；鋼筋和箍筋均采用T3D2單元[8]。模型的網格劃分如圖2所示。

圖2 網格劃分Fig.2 Grid Division

1.2 材料參數

ABAQUS有限元中鋼材的應力-應變曲線采用二折線模型，鋼筋和型鋼的屈服強度和抗拉強度通過文獻[7]中實際試驗值確定，型鋼彈性模量為295 GPa，鋼筋的彈性模量為200 GPa，二者的泊松比均為0.3。混凝土采用損傷塑性模型，混凝土立方體抗壓強度取文獻[7]中實測值，混凝土的相應的損傷塑性參數[9-10]如表1所示，其中fb0/fc0為初始等效雙軸抗壓屈服應力與初始單軸抗壓屈服應力的比值；K為不變量應力比，表示混凝土內任一點由應力分量所組成的不隨坐標變換而改變的量。模型未考慮斷裂因素，因此不能模擬開裂。

表1 混凝土損傷塑性參數

1.3 接觸設定

上下預制墻體內的暗柱型鋼通過鋼板對接焊接連接在一起，有限元分析模型中采用保留邊界的幾何合并將上下暗柱合并為一個部件；剪力墻的現澆帶混凝土與后澆帶混凝土采用綁定形式進行連接；混凝土加載梁、地基梁與剪力墻同樣采用綁定形式進行連接；鋼筋骨架采用嵌入方式嵌入至整個模型中[11-12]。

1.4 邊界條件與加載方式

試驗中SW2墻體為懸臂外伸結構，墻體的底部完全固接，頂端自由。而在相應的有限元模型中，在墻體底部中心位置外設置一個參考點，并命名為RP-2，使用有限元軟件自帶的動態耦合功能把底部梁所有的節點全部耦合[13]到RP-2上，并設置RP-2為完全固結。加載時，首先對加載梁頂面施加等大壓強，合力為試驗時的軸壓荷載為998 kN，然后保持軸壓力不變，將試驗中每個循環的水平位移定義成序列，依次施加到RP-1上，保持數值模擬中試件承受的荷載與邊界條件與實際試驗一致，如圖3所示。

圖3 邊界條件與加載方式Fig.3 Boundary conditions and loading methods

1.5 模型驗證

1.5.1 破壞模式

圖4～圖7為部分階段混凝土裂縫開展和混凝土壓潰云圖對比。其中有受壓損傷[14](compression damage，DAMAGEC)和受拉損傷(tensile damage，DAMAGET)，DAMAGEC主要反映剪力墻在受力過程中受壓損傷的程度，DAMAGET主要反映剪力墻受拉損傷的程度。通過查看DAMAGEC和DAMAGET云圖，可以清晰地把握構件在整個受力過程中混凝土受壓程度和受拉開裂情況。云圖的顏色對比可以表現不同區域混凝土的受損程度，如混凝土是否被壓潰，混凝土開裂大小等。

在加載的開始階段，模型未出現明顯的應力集中。當模型運行到第4到第5次循環，水平力達到200 kN時，模型水平拼縫處與墻體底部開始出現應力集中且成45°分布，具現為圖中的紅色應力部分，如圖4所示；模型繼續運行，水平位移達到23 mm時，應力集中比較明顯，并呈現繼續斜向發展趨勢，與試驗裂縫位置相吻合，如圖5所示；當模型剪力墻破壞時，此時最終水平位移為48 mm，應力集中最終呈 “X”形分布，與試驗裂縫基本一致，如圖6所示；并且此時模型底角紅色較多，應力集中明顯，試驗中表現為墻體底角部混凝土被壓碎破壞，對比如圖7所示。因此，由以上對比可以得出，所建模型能夠較為準確地反映墻體在低周反復荷載作用下混凝土的受力性能。

圖4 前期裂縫分布對比Fig.4 Comparison of fracture distribution in early stage

圖5 中期裂縫分布對比Fig.5 Mid-term fracture distribution comparison

圖6 破壞時裂縫對比Fig.6 Fracture correlation during failure

圖7 混凝土壓潰Fig.7 Concrete crushing

圖8 滯回曲線對比Fig.8 Hysteretic curve comparison

圖9 骨架曲線對比Fig.9 Skeleton curve comparison

1.5.2 滯回曲線與骨架曲線

圖8和圖9所示分別為文獻[7]試驗中的試件SW2與所建模型的滯回曲線與荷載-位移骨架曲線(即P-Δ骨架曲線)的對比。通過滯回曲線對比，在加載前期即構件彈性階段，滯回曲線基本重合，均為線性變化，隨著水平位移的增加，構件由彈性階段向塑性階段發展，此時，構件承載力迅速增大，達到峰值，二者峰值點接近，之后進入塑性階段，試驗由于混凝土開裂，承載力迅速降低，由于模型無法模擬混凝土開裂，所以模擬試件荷載沒有下降段，二者滯回曲線差別較小，基本吻合。

試驗的骨架曲線與模型的骨架曲線在彈性階段、峰值承載力方面吻合程度良好，試驗的極限荷載為341.5 kN，模型模擬極限荷載為350.7 kN，誤差為2.7%，僅在加載后期，尤其是橫向位移加載到較大幅值時，曲線吻合程度較差，主要原因是試驗時，剪力墻角部混凝土由于拉壓反復加載出現較為明顯的受拉開裂和受壓壓潰，退出工作，進而導致暗柱下側縱筋失去混凝土的包覆作用，水平荷載迅速下降，但是在有限元軟件中，混凝土所采用的模型為塑性損傷，混凝土達到破壞應力時不會出現壓潰現象，繼續提供承載力，因此暗柱縱筋不會出現顯著的局部失穩，不會出現明顯的下降段。由上可得，有限元模型可以較好地反映試驗墻體SW2的抗震性能。

2 參數分析

在暗柱型鋼焊接連接的裝配式剪力墻模型中，邊緣構件處鋼筋可以為裝配式剪力墻提供抗剪力和承載力，并一定程度上提高其變形能力。因此，以不同直徑的邊緣構件鋼筋為研究對象，討論其對裝配式剪力墻抗震能力的影響。

2.1 破壞形態

試驗中SW2墻體邊緣構件豎向鋼筋直徑為8 mm，另取直徑為6、10、12 mm的鋼筋，并對其進行編號，按鋼筋直徑由小到大依次編號為SJ-1、SJ-2、SJ-3、SJ-4，其中SJ-2為對照試件，進行ABAQUS模擬計算。

圖10～圖12分別表示試件SJ-1～ SJ-4最終破壞時，混凝土受壓損傷、暗埋型鋼Mises云圖和鋼筋骨架Mises云圖。由圖10可知，隨著邊緣構件豎向鋼筋直徑的增大，混凝土損傷程度和范圍逐漸增大。其原因為隨著邊緣構件配筋率增大，剪力墻構件承載力逐漸提高，混凝土應力水平整體也隨之提高，從而導致混凝土受壓損傷程度和范圍增大。

圖10 混凝土受壓損傷Fig.10 Concrete compression damage

圖11 內埋型鋼Mises應力Fig.11 Mises stress of concealed column steel

圖12 邊緣構件縱筋Mises應力Fig.12 Mises stress of steel skeleton

由圖11可知，隨著邊緣構件配筋率增大，內埋型鋼Mises應力水平逐漸增大。當邊緣構件縱筋直徑為6 mm時，構件承載力偏低，與內埋型鋼連接的鋼筋受力程度有限，因此，傳遞至內埋型鋼的荷載偏低，內埋型鋼的應力水平進而偏低。然而，當邊緣構件縱筋直徑增加至8 mm時，邊緣構件配置的縱筋承擔的荷載增加，進而導致傳遞至暗柱型鋼所承受的荷載增大，所以應力水平偏高；當邊緣構件縱筋直徑繼續增大時，邊緣構件配置的縱筋橫截面積繼續增大，力流如水流，縱筋所承受的荷載繼續增大，導致傳遞至暗柱型鋼的荷載更大，暗柱型鋼的應力水平更高。然而，即使縱筋直徑達到12 mm時，暗柱型鋼雖然應力水平較高，但部件整體依然處于彈性工作狀態，表明水平接縫處的構造可使裝配預制剪力墻依然能夠表現良好的抗震性能。

由圖12可知，隨著邊緣構件縱筋直徑的增大，暗柱型鋼下側的鋼筋應力水平逐漸降低。這主要是因為，當暗柱型鋼下側鋼筋橫截面積增大時，而縱筋所承擔的荷載差別不大，因此，導致縱筋的應力水平減小，表征為鋼筋Mises應力云圖中的灰色區域減小，紅色區域增大(灰色區域表示鋼筋已屈服)。

2.2 滯回曲線與骨架曲線

圖13所示為試件SJ-1～SJ-4的滯回曲線，從圖13(a)可以看出，SJ-1的滯回曲線程反“S”形，存在比較嚴重的“捏攏”現象，原因是試件鋼筋較細，受剪應力影響提前破壞，存在較大的滑移。加載初期，試件處于彈性狀態，總體呈現線性變化，滯回環程細長狀，面積較小，隨水平位移的繼續增加，試件明顯進入塑性變形階段，滯回環逐漸飽滿，面積漸漸變大，承受荷載逐漸增大，達到峰值荷載后承載力不再有明顯變化。從滯回曲線整體看出構件承載力明顯偏低，均在300 kN以下，構件整體滯回環面積較小，耗能能力較低。

由圖13(b)可知，相對于圖13(a)，其“捏攏”現象明顯得到得到改善，彈性階段，沒較大變化，構件依舊程線性變化，之后構件進入塑性破壞階段，隨著水平位移的增大，承載力迅速增大，于圖13(a)趨勢相同，承載力達到峰值后不再變化。從整體來看，構件整體承載力提高，滯回環面積增大，耗能能力增大。

由圖13(c)和(d)可以看出，二者沒有明顯的差別，并且二者彈性階段相較于圖13(a)和(b)兩圖沒有較為明顯的趨勢變化，二者的峰值承載力變大，滯回曲線均呈“梭”形，相較于SJ-2，承載力得到明顯提升，并且滯回環面積增大，更為飽滿，其原因是隨著連接鋼筋直徑的變大，受剪切滑移影響逐漸變小，耗能能力增強，塑性變形能力變得更好，但構件容易發生脆性破壞。

圖13 滯回曲線Fig.13 Hysteretic curve

圖14所示為邊緣構件縱筋直徑不同的4個試件的骨架曲線對比，從圖中可以看出，荷載-位移曲線變化趨勢一致，彈性階段曲線差別不大，各曲線峰值點不同，SJ-1峰值荷載為295.5 kN，SJ-2峰值荷載為350.7 kN，SJ-3峰值荷載為387.2 kN，SJ-4峰值荷載為391.9 kN，隨著縱筋直徑的增大，各試件的峰值荷載也隨之增大，SJ-2相較于SJ-1、SJ-3相較于SJ-2、SJ-4相較于SJ-3的荷載增大幅度分別約為18.7%、10.4%、1.2%，可以明顯看出，前期，隨著鋼筋直徑增大，構件荷載增長迅速，但鋼筋直徑達到一定程度后，荷載增長變得緩慢，甚至不在變化。原因是隨著位移荷載的增大，墻體的邊緣混凝土首先被壓碎，鋼筋尚未完全被剪切破壞，所以墻體的承載能力沒有隨著鋼筋直徑的增加而有所加強。因此，合理的選擇鋼筋直徑可以提高墻體承載能力。

圖14 骨架曲線對比Fig.14 Skeleton curve comparison

2.3 耗能能力

結構的耗能能力是反應抗震能力強弱的重要指標，其耗能能力大小一般通過滯回曲線所形成的滯回環的面積來反映，滯回環面積越大，結構的耗能能力越強。基于能量耗散相等原則，利用能量耗散系數E來綜合反應構件的彈塑性耗能能力，E的大小與耗能能力成正比，E越大，抗震能力越強。

由《建筑抗震試驗規范》(GB50011—2010)可知，能量耗散系數E的計算公式為

(1)

式(1)中：S(ABC+ADC)表示滯回所包圍的面積；S(△ODE+△OBF)表示圖15中三角形ODE和三角形OBF面積之和。

現引入等效黏滯阻尼系數ξ，隨著等效黏滯阻尼系數增大，結構減弱地震震動作用能力越強，試件吸收能量越多，抗震性能就越好。

(2)

圖15 能量耗散系數計算示意圖Fig.15 Schematic diagram of energy dissipation coefficient calculation

由圖16和表2可以看出，各試件的耗能能力均隨著水平位移的增加而逐漸提高，加載初期即彈性階段，滯回曲線細長甚至重合，此時耗能能力較小，之后加載到屈服階段，試件產生較多裂縫，耗能增大，各試件耗能系數均為0.71～0.94，由此可以看出，構件屈服時已產生較大塑性變形。通過4個試件的耗能能力對比曲線可以看出，隨著邊緣構件縱筋直徑的增大，試件的耗能能力逐漸增強，特別是當荷載加載到后期，位移較大時，試件的耗能能力顯著增強。

通過表2可以得出，在峰值荷載狀態下，隨著邊緣構件縱筋直徑的增大，試件的耗能系數以及等效黏滯阻尼比呈現有規律的遞增趨勢，說明增大縱筋直徑會提高試件的耗能能力。

圖16 耗能能力對比曲線Fig.16 Energy dissipation capacity comparison curve

圖17 不同邊緣構件縱筋直徑的剛度退化曲線Fig.17 Stiffness degradation curves of longitudinal rib diameter of different edge members

表2 各試件耗能系數及等效黏滯阻尼比

2.4 剛度退化

等效剛度KΔi的計算公式為

(3)

圖17給出了邊緣構件不同縱筋直徑影響下各試件的剛度退化曲線和剛度退化曲線對比圖，剛度與位移成反比，水平位移越大，試件的剛度越低。由圖17(a)～圖17(d)可知，試件SJ-1的初始剛度為47.37 kN/mm,SJ-2的初始剛度為72.31 kN/mm，SJ-3的初始剛度為94.22 kN/mm，SJ-4的初始剛度為97.05 kN/mm，隨著鋼筋直徑的增大，各試件的初始剛度逐漸變大。由圖17(e)可知，邊緣構件縱筋直徑越大，剛度退化程度越明顯，但同一加載幅值下，鋼筋直徑大的試件，剛度也偏高。

3 結論

參考文獻[7]中的試驗結果，利用有限元軟件ABAQUS對暗柱型鋼焊接連接的預制裝配式剪力墻進行了非線性擬靜力分析，并將模擬結果與試驗結果進行對比，結果吻合程度較好。在試驗模型基礎上，通過參數分析，得出以下結論。

(1)對暗柱型鋼預制裝配式剪力墻進行建模模擬，可以較好地反映出墻體的受力性能，混凝土未壓碎破壞之前，模型整體受力性能良好。

(2)隨著邊緣構件縱筋直徑的增加，試件承載力逐漸提高，當鋼筋直徑增大到一定程度，承載力提高變得緩慢甚至不再增加。

(3)隨著邊緣構件縱筋直徑的增加，試件的耗能能力和剛度均提高。

(4)增大邊緣構件縱筋的直徑，可以有效提高墻體的抗震性能。