裝配式鋼筋密網抗側力墻板抗震性能試驗研究及數值分析

趙東拂， 張鵬翔， 李文強

(1.北京建筑大學 土木與交通工程學院，北京 100044；2.北京未來城市設計高精尖創新中心，北京 100044；3.工程結構與新材料北京市高等學校工程研究中心，北京 100044；4.北京節能減排關鍵技術協同創新中心，北京 100044；5.云南長豐房地產開發有限公司，昆明 650200)

近年來，我國積極推廣綠色建筑和建材，大力發展鋼結構和裝配式建筑。2017年2月21日，國務院辦公廳發布了《關于促進建筑業持續健康發展的意見》，意見指出要“堅持標準化設計、工廠化生產、裝配化施工、一體化裝修、信息化管理、智能化應用，推動建造方式創新，大力發展裝配式混凝土和鋼結構建筑”。在歐美、日本等發達國家和地區，裝配式鋼結構的發展已趨于成熟。中國裝配式鋼結構的發展還處在起步階段，有極大的發展空間。

目前，應用于傳統鋼結構體系的抗側力鋼構件主要有鋼管混凝土柱、鋼板剪力墻和鋼支撐，國內外研究人員對這些傳統抗側力鋼構件抗震性能的深入研究已有廣泛報道，但對于裝配式輕鋼抗側力構件及體系的研究國內仍處于起步階段。

何保康等[1]對薄板輕鋼房屋體系進行了介紹。薄板輕鋼房屋體系，也稱冷彎薄壁型鋼結構(Cold-Formed Steel Framing)體系。該結構體系源于木結構房屋，但由于木材資源的制約，冷彎薄壁型鋼結構代替傳統木結構成為三層以下住宅的最主要結構形式[2]。在一些發達國家，冷彎薄壁型鋼結構體系經過近30年的發展，應用已十分廣泛，同時設計建造體系也基本完善。具有代表性的產業化體系還有芬蘭的Termo輕鋼體系；美國LSFB輕型鋼框架建筑體系；日本的松下住宅、積水房屋等體系[3]等。劉飛等[4]等總結了低層冷彎薄壁型鋼龍骨式住宅結構抗震性能研究進展，介紹了一種冷彎型鋼低層住宅體系，以密排(通常為400～600 mm)的冷彎薄壁型鋼構件為承重結構，使用復合覆層進行包裹。陳偉等[5]對于輕鋼密立柱墻體應力蒙皮效應進行了有限元分析。周天華等[6]對于鋼框架-型鋼混凝土抗側力墻裝配式結構體系(SPW體系)的抗震性能進行了試驗研究，考察了裝配式構造的可靠性。張大鵬等[7]通過總結以前的施工經驗，確定了ALC墻板的安裝方法，并且對ALC墻板框架進行了反復動力加載的模擬計算分析。薄板輕鋼房屋的抗側力體系為承受水平荷載的剪力墻板[8]。這類墻板由冷彎型鋼立柱(墻架柱)、面板、拉條、填充材料等組成。所以該結構的抗側力體系實際上是一種復合板結構體系或稱為板肋結構體系[9]。近年來，該體系的研究熱點在開發各類新型墻板。

雖然傳統的抗側力構件均有較好的抗震性能，但傳統的抗側力構件不適用于標準化設計、工廠化生產、集裝箱化運輸、裝配化施工，不能滿足現在中國急需的大力發展裝配式建筑的要求。而國內的裝配式輕鋼結構多用于底層建筑，如北新集團的薄板鋼骨建筑體系，應用于多、高層建筑的裝配式輕鋼結構體系罕見報道。

課題組提出一種即可用于多、高層建筑，又可裝配化施工，具有良好抗震性能的輕鋼格構柱體系。在前期研究中，張旭陽等[10-11]通過改變鋼筋綴件形式研究了鋼筋綴件格構柱的抗震性能，數值模擬分析及試驗分析結果表明鋼筋綴件格構柱具有良好的抗震性能；王磊[12]提出一種裝配式抗側力格構柱的結構形式，鋼梁與鋼柱通過螺栓連接，可在工廠預制完成，現場無需焊接，安裝快捷方便，通過數值模擬分析驗證了裝配式抗側力格構柱具有良好的抗震性能。吳爽[13]提出一種裝配式抗側力密網鋼柱，試驗分析結果及數值模擬分析表明該構件擁有更好的抗震耗能能力。

在前期的研究基礎上，本文提出一種適用于多高層建筑，具有抗震優良、生態環保、可裝配化施工等優點的裝配式抗側力墻板。此墻板由新型裝配式鋼筋密網抗側力格構柱外圍澆筑改性聚苯顆粒混凝土形成，通過裝配式鋼筋密網抗側力格構柱與改性聚苯顆粒混凝土的協同工作，共同抵抗水平側向力，進一步提高抗側力構件的抗震性能。本文采用試驗分析和數值模擬相結合的方法，研究裝配式鋼筋密網抗側力墻板抗震性能。通過制作足尺寸裝配式鋼筋密網抗側力墻板試件，采用擬靜力往復加載試驗得到其滯回曲線，并對滯回特性、骨架曲線、剛度退化曲線、耗能能力進行分析研究。通過ABAQUS有限元軟件對裝配式鋼筋密網抗側力格構柱及墻板的抗震性能進行研究。通過對數值模擬結果和試驗結果的分析、比較可知，本文提出的裝配式鋼筋密網抗側力墻板具有良好的抗震耗能作用，可作為抗側力構件應用于實際工程中，數值模擬結果和試驗結果基本吻合，數值模擬模型可以為該類構件的數值計算提供可行途徑。

1 試驗概況

1.1 試件尺寸

本文的研究對象試件A裝配式鋼筋密網抗側力墻板，是在前期研究的基礎上提出的。試件B裝配式抗側力墻板為對比試件，兩者僅耗能綴件不同。本文設計的試驗試件A裝配式鋼筋密網抗側力墻板及試件B均為足尺構件，試件A、B示意圖如圖1所示，試件A細部尺寸圖如圖2所示，實物圖如圖3所示，試件B實物圖如圖4所示。試件通過彎折鋼筋的塑性變形實現抗震耗能。試件A裝配式抗側力墻板綴件擁有更多的耗能彎，更多的超靜定次數，提高了耗能能能力和抗震穩定性。為實現綴件與肢件的協同工作，考慮到現場鋼筋加工難度，鋼筋環采用八邊形，并在鋼筋密網上下加入橫桿，使肢件、綴件聯系緊密，共同工作。為降低用鋼量、提高抗震耗能能力，保證極限承載力不降低，經多次模擬，鋼筋密網直徑采用12 mm、橫桿直徑采用22 mm，橫桿與之間焊接長度53 mm。根據《鋼結構設計規范》，鋼筋環之間，鋼筋環與肢件、橫杠之間焊接長度60 mm。試件A與試件B整體尺寸與前期研究中的快速裝配式抗側力格構柱整體尺寸保持一致。試件A柱高為2 500 mm，兩柱肢間距為優選后的600 mm，具體尺寸見表1。

表1 試件A、B細部尺寸表

(a) 試件A

(b) 試件B圖1 試件A與試件B示意圖Fig.1 Schematic diagram of test piece A and test piece B

圖2 試件A細部尺寸圖Fig.2 Detail dimension of specimen A

試件A較試件B綴件用鋼量減少23%。鋼材等級Q235B，鋼筋采用HPB300光圓鋼筋。H型鋼梁與肢件方鋼管柱之間采用螺栓連接。肢件與綴件連接部位采用焊接。構件由工廠預制完成，運輸過程可采用箱型貨車運輸，構件在實驗室拼裝簡便快捷。

1.2 材性性能

根據GB/T 228.1—2010《金屬材料拉伸試驗 第1部分：室溫試驗方法》[14]的規定，對構件肢件、綴件的材料進行材性試驗，實測的肢件和綴件的材性試驗結果為：方矩管的屈服強度平均值為284.5 MPa，極限強度平均值為455.2 MPa，彈性模量平均值為2.02×105MPa；鋼筋屈服強度平均值為384.6 MPa，極限強度平均值為507.6 MPa，彈性模量平均值為2.01×105MPa。

根據GB/T 50081—2002《普通混凝土力學性能實驗方法標準》[15]的規定，對改性聚苯顆粒混凝土進行材性試驗，試驗結果為：改性聚苯顆粒混凝土立方體抗壓強度平均值8.3 MPa，改性聚苯顆粒混凝土棱柱體劈裂抗拉強度平均值0.84 MPa。

根據王博群等[16-17]對泡沫混凝土本構關系的研究，其中粉煤灰摻量為20%，密度為800 kg/m3的試塊平均抗壓強度為8 MPa，與本文改性聚苯顆粒混凝土有著相似的力學性能。泡沫混凝土單軸受壓應力-應變標準化全曲線本構方程見式(1)。參考其全曲線本構方程改性聚苯顆粒混凝土本構曲線見圖5。

(1)

圖5 改性聚苯顆粒混凝土本構曲線Fig.5 Constitutive curve of modified polyphenylene granular concrete

1.3 加載裝置

試驗在北京建筑大學結構實驗室進行，試驗的加載裝置示意圖，如圖6所示。試驗過程中采用的主要設備有反力墻、100 t電液伺服作動器、50 t帶有BK-4C傳感器的千斤頂、DH3820數據自動采集儀、應變片和位移計。試件底部采用地腳螺栓與實驗室地槽鉸接，防止試件在試驗過程中發生滑移，如圖7所示。試件頂部增加側向支撐約束，防止試件發生平面外失穩，如圖8所示。

圖6 加載裝置示意圖Fig.6 Schematic diagram of loading device

圖7 底部約束實物圖Fig.7 Physical diagram of bottom constraint

圖8 側向支撐約束實物圖Fig.8 Physical diagram of lateral support constraint

1.4 加載制度

試驗采用位移控制加載制度，進行水平加載，試驗分為預加載和正式加載兩部分進行。預加載的目的是檢查測試設備顯示數值是否正常并調零。正式加載時，將豎向荷載加載至40 kN，并保持整個水平加載過程中試件的軸向壓力恒定不變。通過位移控制加載，以GB 50011—2010《建筑抗震設計規范》[18]規定的彈性層間位移角限值1/250為基準，分別以1/1 000、1/600、1/300、1/250、1/200、1/150、1/100、1/75、1/60、1/50的位移角對試件進行加載，每級加載往復三次，直至試件破壞，對應位移分別為3 mm，5 mm，10 mm，12 mm，15 mm，20 mm，30 mm，40 mm，50 mm，60 mm，加載制度見圖9。

圖9 加載制度Fig.9 Loading system

2 試驗現象及分析

試驗采用位移控制加載制度，進行水平加載，試件A裝配式鋼筋密網抗側力墻板試驗現象詳見表2。

可見，改性聚苯顆粒混凝土板首先在方矩管位置產生細小不連續的豎向裂縫，豎向裂縫繼續發展并沿高度方向貫通，這是由于改性聚苯顆粒混凝土與鋼材粘結效果不理想，混凝土受拉產生裂縫。繼續加載，由于墻板內柱肢對混凝土約束作用較強，故產生于柱肢位置的兩條豎向貫通裂縫首先向兩側發展出大量細小的橫向裂縫；然后，鋼筋綴件對混凝土產生約束作用，墻板上下端產生大量細小斜裂縫，中部產生大量細小豎向及橫向裂縫。最后，改性聚苯顆粒混凝土板兩底角混凝土被壓壞，改性聚苯顆粒混凝土板、連接板、底部橫梁之間產生較大縫隙，試件破壞，失去水平承載能力。

表2 試驗現象

30 mm級后，試件加載伴隨“吱吱”聲。這是由于改性聚苯顆粒混凝土發生破環，產生裂縫，在試件推拉的過程中，裂縫處混凝土反復摩擦，產生聲音；其次，在推拉過程中上部H型鋼梁與側向支撐摩擦，產生聲音。

50 mm級后，裂縫處改性聚苯顆粒混凝土由于反復摩擦出現疏松、脫落現象。可見，構件的混凝土墻板與裝配式鋼筋密網抗側力格構柱形成兩道抗震防線，協同工作實現耗能。隨著水平加載位移的不斷增大，構件由彈性階段逐漸進入彈塑性階段，混凝土墻板多處出現疏松和脫落現象，混凝土表面裂縫持續展開且縫隙間距逐漸增大，混凝土墻板逐漸退出工作，混凝土墻板與鋼筋密網抗側力格構柱連接緊密性下降。

圖10 試件A裂縫處混凝土疏松，底角混凝土脫落

圖11 試件A的改性聚苯顆粒混凝土板底部兩側與底部橫梁縫隙圖

圖12 試件A改性聚苯顆粒混凝土板與連接板縫隙圖

圖13 試件A連接板與底部橫梁縫隙圖

3 試驗結果分析

3.1 滯回曲線

圖15為試件A裝配式鋼筋密網抗側力墻板與試件B的荷載-梁端加載點位移滯回曲線對比圖，滯回曲線可以綜合體現結構的抗震性能。由圖15可知：

圖14 試件A整體裂縫圖Fig.14 Overall crack diagram of test piece A

(1) 在加載初期，試件A的頂部橫梁水平荷載與頂點位移近似呈線性關系，改性聚苯顆粒混凝土板出現大量細小裂縫，滯回環包絡的面積較小，試件具有較高的初始剛度；隨著位移增大，荷載-梁端加載點位移出現非線性階段，試件鋼筋綴件進入屈服階段，改性聚苯顆粒混凝土板、連接板、底部橫梁之間產生縫隙并不斷擴大，滯回環逐漸張開，所包圍的面積不斷增大，抗震耗能逐漸增多；在加載后期，尤其是峰值荷載點出現以后，試件承載力下降，并最終破壞。

(2) 試件A位移加載至12 mm(位移角1/250)之前，裝配式鋼筋密網抗側力墻板頂部的水平荷載與頂水平位移近似呈線性關系，此階段試件仍處在彈性階段。位移加載至50 mm級時，水平承載力達到最大值84.7 kN。60 mm級第一次加載時，水平承載力有所降低，約為81.9 kN。60 mm級第二次加載時，試件破壞。該構件符合抗震要求。

(3) 正向加載至50 mm級時，試件B較40 mm級承載力載力有所下降；60 mm級正向第一次加載時發生破壞。加載至40 mm級時，其水平承載力達到最大值80.27 kN。

(4) 由圖14對比可知，雖然試件A綴件用鋼量較試件B減少23%，但其極限承載能有所上升，約提升5.5%。且試件A的滯回曲線在加載后期飽滿程度提高，表現出較好的抗震性能，一直到水平荷載加載完成，試件A的水平承載力都保持比較穩定的上升狀態。這是由于墻板的抗震耗能主要由改性聚苯顆粒混凝土、鋼筋、柱肢及橫梁的塑性變形完成，鋼筋形式的不同對鋼柱抗震性能的影響較大，試件A設計的密網式鋼筋形式超靜定次數更多，塑性變形能力更好，其承載能力表現更為穩定。

圖15 滯回曲線對比圖Fig.15 Comparison of hysteresis curves

3.2 骨架曲線

圖16為骨架曲線對比圖，由圖16可知：

(1) 在加載初期，試件A頂部水平位移與水平荷載近似呈線性關系；試件在層間位移角1/250時水平承載力達到34.3 kN，承載力未出現明顯下降；荷載大約為54 kN時，裝配式鋼筋密網抗側力墻板中鋼材進入屈服階段；荷載大約在85 kN時達到極限水平承載力。

(2) 骨架曲線正向、反向趨勢相似，水平承載力接近，說明裝配式鋼筋密網抗側力墻板在正向、反向具有相似的力學性能和抗震性能。

(3) 通過試件A、B骨架曲線對比圖可知，兩者骨架曲線基本吻合。正向加載至40 mm前，試件B擁有更高的承載力，這是由于試件B斜桿式綴件使用的鋼筋直徑更大，試件整體剛度更大。但試件A鋼筋密網綴件擁有更多的超靜定次數，40 mm后仍具有相對穩定的承載力；而B試件承載力出現下降，甚至加載至60 mm時發生破壞。

3.3 剛度退化曲線

圖17為剛度退化曲線對比圖，由圖17可知：

(1) 隨著正負向位移的增加，試件的剛度逐漸降低，主要原因是改性聚苯顆粒混凝土和鋼筋綴件屈服后塑性發展導致的累積損傷。

(2) 在加載前期，裝配式鋼筋密網抗側力墻板剛度退化較快；加載中后期，曲線斜率變化緩慢，試件具有較好的整體穩定性，同時具有穩定的抗震耗能能力。改性聚苯顆粒混凝土與裝配式鋼筋密網抗側力格構柱的協同工作在穩定性及抗震耗能方面發揮了較大的作用。

(3) 試件A與試件B擁有相似的剛度退化曲線。加載后期，試件A剛度退化趨勢更為平緩，水平承載力更為穩定性。

3.4 耗能能力

本文采用荷載-梁端加載點位移滯回曲線所包圍的面積作為定量分析抗側力墻板耗能能力的指標。圖18為試件A裝配式鋼筋密網抗測力墻板與試件B耗能曲線對比圖，由圖18可知：

加載初期，試件A與試件B頂部位移較小，水平荷載較小，耗能能力較小，隨著位移增大，水平荷載增大，抗震耗能能力逐漸增強，增長趨勢較穩定，試件具有穩定的耗能能力。加載完成時，試件A裝配式鋼筋密網抗測力墻板抗震耗能能力達到最大，消耗能量約為5.17 kN·m。加載至50 mm級時，試件B抗震耗能能力達到最大，消耗能量約為3.46 kN·m；試件A抗震耗能能量約為3.94 kN·m。在50 mm級，試件A較試件B提升14%；在50 mm級之前總耗能量試件A較試件B提升13%。

圖18 耗能曲線對比圖Fig.18 Energy consumption curve comparison chart

4 試件模擬

4.1 模型建立

使用ABAQUS有限元分析軟件建立裝配式鋼筋密網抗側力格構柱及墻板結構模型，步驟如下：

(1) 采用實體結構形式，建立H型鋼梁、柱肢、橫桿、鋼筋綴件、高強度螺栓、連接板和改性聚苯顆粒混凝土的三維模型。

(2) 添加裝配式鋼筋密網抗側力墻板中鋼材、鋼筋以及混凝土的材料屬性。在裝配式抗側力墻板構件的數值模型中，改性聚苯顆粒混凝土本構關系見圖5；螺栓采用10.9級摩擦型高強螺栓，由于螺栓直徑較大，強度較高，其本構關系采用理想彈塑性三折線模型，高強螺栓材料屬性見文獻[19]，其余鋼結構部件均采用Q235B級別鋼材，取泊松比為0.3。根據Von Mises屈服強度原則中的隨動強化準則和相關流動準則，在彈性及塑性加載階段均對模型考慮幾何非線性和大變形[20-21]。

(3) 建立裝配式鋼筋密網抗側力格構柱及墻板的整體模型，如圖19所示。組裝(1)中H型鋼梁、柱肢、橫桿、鋼筋綴件、高強度螺栓、連接板，裝配形成鋼筋密網抗側力格構柱；在此基礎上裝配改性聚苯顆粒混凝土，形成與試驗試件一致的裝配式鋼筋密網抗側力墻板。

(4) 定義模型的荷載邊界條件。模型下部的H型鋼梁下翼緣完全固定，上部H型鋼梁頂部沿Y向施加恒定的豎向荷載，端部沿Z向施加水平往復位移荷載。

(5) 定義模型各部件間的相互作用。型鋼柱肢與連接板、鋼筋綴件均為“綁定”接觸。高強螺栓螺桿與孔壁、螺帽與H型鋼梁翼緣、螺帽與連接板之間為“小滑移”接觸，H型鋼梁翼緣和連接板之間為“有限滑移”接觸[22]，接觸面切向采用“罰”接觸，摩擦系數取0.4[23]，法向采用“硬接觸”。使用“螺栓荷載”命令，對M16高強螺栓施加100 kN的預拉力[24]。改性聚苯顆粒混凝土與H型鋼梁翼緣間為“有限滑移”接觸，改性聚苯顆粒混凝土與型鋼柱肢、高強螺栓、鋼筋綴件、連接板采用“內置區域”約束形成相互作用。

(6) 對模型各部件進行網格單元劃分。劃分H型鋼梁、型鋼柱肢、連接板和高強螺栓時，采用C3D8R單元，劃分鋼筋綴件時，采用C3D10MH單元。H型鋼梁網格單元尺寸為16 mm，型鋼柱肢網格單元尺寸為20 mm，鋼筋綴件、橫桿網格單元尺寸為11 mm，連接板網格單元尺寸為8 mm，高強螺栓網格單元尺寸為2 mm，改性聚苯顆粒混凝土單元網格尺寸為125 mm。

(7) 在建模完成后，提交作業分析。在ABAQUS后處理可視化模塊中，提取模型的各類力學性能曲線，分析數值模擬計算結果，研究裝配式鋼筋密網抗側力格構柱及墻板的抗震性能。

圖19 裝配式鋼筋密網抗側力格構柱及墻板整體有限元模型

4.2 加載制度

在上部H型鋼梁的上表面施加40 kN的恒定豎直軸向壓力，模擬方式為將H型鋼梁上表面中心點與上表面定義耦合作用，再對H型鋼梁上表面中心點施加豎向荷載40 kN，該種方法可以模擬H型鋼梁上表面受到的均勻豎向荷載，符合實際工程應用中裝配式鋼筋密網抗側力墻板結構的受力特點。

加載制度采用位移控制。上部H型鋼梁，端部沿Z向施加水平往復位移荷載，位移幅值見圖9。

4.3 破壞判定

當裝配式鋼筋密網抗側力墻板的抗側力下降至極限抗側力的85%，或某連接部位出現嚴重變形時，認為裝配式抗側力墻構件破壞，停止加載。在進行擬靜力試驗時，為確保試驗人員及試驗設備的安全，裝配式抗側力墻構件的層間位移角達到1/50時停止加載。因此，數值模擬分析在層間位移角達到1/50時也停止加載。

5 試驗與模擬結果對比分析及補充

5.1 裝配式鋼筋密網抗側力墻板試驗結果與模擬結果對比分析

裝配式鋼筋密網抗側力墻板滯回曲線如圖20所示，其中虛線表示的數值模擬結果，實線則表示試驗結果。試驗結果與數值模擬結果相近，試件的滯回曲線飽滿程度、最大位移處的水平荷載結果比較接近。試驗數據與數值模擬分析不能完全吻合的原因是：①在有限元軟件模擬分析時，綴件與肢件、綴件與橫桿、綴件與綴件之間采用的是綁定關系，而試驗構件制作過程中，綴件與肢件、綴件與橫桿、綴件與綴件之間是焊接關系，焊縫的質量對構件有一定的影響，在試驗加載過程中，由于焊縫的存在，會有一定的剛度退化，導致兩者會有少許的差異[25]；②改性聚苯顆粒混凝土部件與H-型鋼梁翼緣的接觸為有限滑移，混凝土部件內部的肢件、綴件、螺栓、連接板、橫桿等通過“內置區域”約束與改性聚苯顆粒混凝土部件形成相互作用，而在試驗中，構件改性聚苯顆粒混凝土與鋼材及鋼筋的粘結并不理想，加載后期混凝土與鋼材及鋼筋協同工作不理想，導致兩者的極限承載能力有所差異；③試驗進行到1/50時，改性聚苯顆粒混凝土產生塑性損傷，試件存在明顯的剛度退化現象。由于模擬中改性聚苯顆粒混凝土使用的本構關系模型與實際有所差異，1/50時試件剛度退化未能很好體現。

圖20 裝配式鋼筋密網抗側力墻板試驗與模擬滯回曲線對比

裝配式鋼筋密網抗側力墻板骨架曲線、剛度退化曲線和耗能曲線如圖21～23所示。可以看到，試驗結果與數值模擬結果表現出相近的承載力變化趨勢、剛度退化趨勢和耗能能力，兩者骨架曲線、剛度退化曲線和耗能曲線基本吻合。

5.2 裝配式鋼筋密網抗側力墻板及格構柱模擬補充分析

圖24給出了通過有限元數值模擬得到的裝配式鋼筋密網抗側力墻板與裝配式鋼筋密網抗側力格構柱的荷載-梁端加載點位移滯回曲線。其中，實線為裝配式鋼筋密網抗側力墻板模擬結果，虛線為裝配式鋼筋密網抗側力格構柱模擬結果。由圖24可知：隨著位移加載增大，裝配式鋼筋密網抗側力墻板比裝配式鋼筋密網抗側力格構柱水平承載力更大，滯回環更加飽滿，所包圍面積更大，抗震耗能能力更強。改性聚苯顆粒混凝土對于抗側力及抗震耗能起到了關鍵作用。

圖21 裝配式鋼筋密網抗側力墻板試驗與模擬骨架曲線對比

圖22 裝配式鋼筋密網抗側力墻板試驗與模擬剛度退化曲線對比

圖23 裝配式鋼筋密網抗側力墻板試驗與模擬耗能曲線對比

圖24 裝配式鋼筋密網抗側力墻板與裝配式鋼筋密網抗側力格構柱滯回曲線數值模擬對比

圖25給出了通過有限元數值模擬得到的裝配式鋼筋密網抗側力墻板與裝配式鋼筋密網抗側力格構柱的耗能曲線。由圖25可知：隨著位移增大，水平荷載增大，兩試件的抗震耗能能力逐漸增強，但裝配式鋼筋密網抗側力墻板耗能能力提升更為明顯。加載完成時，裝配式鋼筋密網抗側力墻板的耗能能量約為5.76 kN·m，裝配式鋼筋密網抗側力格構柱的耗能能量約為4.33 kN·m，裝配式鋼筋密網抗側力墻板耗能能量大約提升33%。

圖25 裝配式鋼筋密網抗側力墻板與裝配式鋼筋密網抗側力格構柱耗能曲線數值模擬對比

6 結 論

本文提出一種新型裝配式鋼筋密網抗側力墻板。該墻板由裝配式鋼筋密網抗側力格構柱及改性聚苯顆粒混凝土組成，構造簡單，施工方便，可用于多、高層建筑。通過對這種墻板進行擬靜力往復加載試驗和ABAQUS有限元數值模擬分析的研究，主要結論如下：

(1) 新型裝配式鋼筋密網抗側力墻板在層間位移角1/250時承載力未出現下降，第一次60 mm級加載下水平承載力雖較50 mm級有所減低，但并未破壞，該構件符合抗震要求,且有較強延性。

(2) 新型裝配式鋼筋密網抗側力墻板綴件中橫桿直徑22 mm，鋼筋環直徑12 mm，鋼筋環焊接長度為60 mm時，抗震性能良好。在水平低周往復荷載作用下，試件的滯回曲線較為飽滿；剛度近似呈線性減小，未出現突變；具有較好的耗能能力。與試件B裝配式抗側力墻板相比，新型裝配式鋼筋密網抗側力墻板在節省綴件用鋼量23%基礎上，極限承載力提高約5.5%，消耗的總能量值提高約11%。

(3) 試驗結果與數值模擬結果吻合良好，說明建立的數值模擬模型可以較為準確的模擬該構件在試驗加載過程中水平承載力的變化。

(4) 通過ABAQUS有限元軟件對裝配式鋼筋密網抗側力墻板及裝配式鋼筋密網抗側力格構柱經行數值模擬分析，發現裝配式鋼筋密網抗側力格構柱與改性聚苯顆粒混凝土的協同工作可使裝配式鋼筋密網抗側力墻板的抗震性能有所提高，以本文試件尺寸為例，耗能能量提升33%。