侯和濤，顏雪雪，程積潤(rùn)，王彥明,1b，方明霽，李明俊

(1.山東大學(xué) a.土建與水利學(xué)院； b.山東省綠色建筑智能建造工程技術(shù)研究中心，濟(jì)南 250061；2.青島鑫光正鋼結(jié)構(gòu)股份有限公司，山東 青島 266799;3.上海師范大學(xué) 建筑工程學(xué)院，上海 201400)

隨著裝配式建筑的快速發(fā)展，預(yù)制疊合剪力墻得到了越來越廣泛的運(yùn)用。鋼-混剪力墻是目前應(yīng)用較多的一種疊合剪力墻，主要有鋼骨混凝土剪力墻、鋼框架預(yù)制剪力墻、預(yù)制鋼板剪力墻以及帶有邊緣約束構(gòu)件的預(yù)制剪力墻4種形式。Thomsen等[1]、Kent等[2]、Humar等[3]指出，剪力墻在不同強(qiáng)度的地震作用下，結(jié)構(gòu)的變形能力應(yīng)大于結(jié)構(gòu)的變形需求。馬愷澤等[4-5]通過對(duì)型鋼混凝土剪力墻的抗震研究，推導(dǎo)了其變形能力設(shè)計(jì)方法；連星等[6-7]對(duì)疊合板式剪力墻進(jìn)行實(shí)驗(yàn)探究，提出了恢復(fù)力模型特征參數(shù)計(jì)算方法；錢稼如等[8-9]對(duì)鋼骨、鋼管混凝土剪力墻在高軸壓比下的抗震性能進(jìn)行研究，發(fā)現(xiàn)約束構(gòu)件對(duì)提高墻體的延性有突出貢獻(xiàn)，并提出了其承載力與位移的計(jì)算方法；侯和濤等[10]對(duì)鋼管混凝土邊緣約束疊合剪力墻的高厚比參數(shù)進(jìn)行了擬靜力試驗(yàn)研究，結(jié)果表明，該剪力墻具有較好的抗震性能；王滋軍等[11-12]對(duì)新型剪力墻和約束邊緣構(gòu)件預(yù)制疊合剪力墻的抗震性能進(jìn)行研究，解決了新老混凝土結(jié)合面的問題，實(shí)現(xiàn)了“等同現(xiàn)澆”；其他學(xué)者關(guān)于混凝土剪力墻的抗震設(shè)計(jì)研究也得出了大量的結(jié)論[13-15]。目前，對(duì)鋼管混凝土邊緣約束疊合剪力墻的研究較少，其性能有待深入研究。控制軸壓比能夠較好地控制結(jié)構(gòu)的延性，因此，試驗(yàn)以軸壓比為研究參數(shù)，探究其對(duì)鋼管混凝土邊緣約束疊合剪力墻(SW-CFT)力學(xué)性能的影響。

1 試驗(yàn)概況

1.1 試件設(shè)計(jì)

實(shí)驗(yàn)設(shè)計(jì)了4個(gè)試件，SW-A為現(xiàn)澆剪力墻，SW(B/C/D)為鋼管混凝土邊緣約束疊合剪力墻。SW-CFT墻由兩側(cè)的預(yù)制墻板和中間的空腔組成，兩側(cè)的預(yù)制墻板與鋼管在工廠預(yù)制，運(yùn)抵現(xiàn)場(chǎng)安裝固定后，在兩側(cè)墻板的空腔和鋼管內(nèi)澆注混凝土。SW-CFT墻的豎向鋼筋采用搭接連接，水平鋼筋焊接在鋼管上。在SW-CFT墻中間位置沿墻體高度設(shè)置鋼板拉結(jié)帶,以增強(qiáng)兩側(cè)預(yù)制墻板之間的拉結(jié)，為了減輕自重及增強(qiáng)混凝土的整體性，拉結(jié)帶上設(shè)置若干圓孔。試驗(yàn)中SW-B/C/D軸壓比分別為0、0.15、0.28，SW-A的軸壓比為0.15。試件高度×寬度×截面厚度=3 000 mm×1 200 mm×200 mm，SW-CFT墻的配筋相同，墻體構(gòu)造如圖1所示，混凝土和鋼材的材料性能指標(biāo)見表1。

圖1 墻體構(gòu)造圖

1.2 加載方案

試驗(yàn)采用位移控制加載，預(yù)加載結(jié)束后，豎向加載至預(yù)定的軸向壓力后保持恒定，通過水平作動(dòng)器施加水平荷載以實(shí)現(xiàn)加載歷程。定義層間位移角為試件的頂點(diǎn)位移(D)與凈高度(H=2 800 mm)的比值，根據(jù)GB 50011—2010[16]、GB 50010—2010[17]和《日本建筑基準(zhǔn)法》(2002)[18]，確定了如表2所示的加載歷程,表中加載位移角從小到大依次為預(yù)加載、剪力墻結(jié)構(gòu)彈性層間位移角、框架結(jié)構(gòu)彈性層間位移角、日本抗震設(shè)計(jì)第一水準(zhǔn)層間位移角、剪力墻結(jié)構(gòu)彈塑性層間位移角、框架結(jié)構(gòu)彈塑性層間位移角、文獻(xiàn)參考值。試驗(yàn)加載裝置如圖2所示。

表1 材料性能指標(biāo)Table 1 Material properties

表2 加載歷程Table 2 Loading history

圖2 加載裝置

各試件的軸壓比按式(1)計(jì)算。

(1)

式中：fc和fcc分別為現(xiàn)澆混凝土和預(yù)制混凝土的軸心抗壓強(qiáng)度實(shí)測(cè)值，其值為0.76fcu，fcu為混凝土立方體抗壓強(qiáng)度實(shí)測(cè)值；Ac和Acc分別為剪力墻橫截面現(xiàn)澆和預(yù)制混凝土部分對(duì)應(yīng)的面積；fa為試件豎向鋼管的實(shí)測(cè)屈服強(qiáng)度；Aa為柱端豎向鋼管橫截面面積。

1.3 位移測(cè)點(diǎn)布置

試件共布置6個(gè)位移計(jì)，D1和D2測(cè)量墻體水平方向位移，D3和D4消除底座滑移的影響，D5和D6監(jiān)控地梁是否轉(zhuǎn)動(dòng)。測(cè)點(diǎn)布置見圖3。

圖3 測(cè)點(diǎn)布置

2 試驗(yàn)現(xiàn)象及破壞模式

SW-A試件的裂縫主要集中在剪力墻1/2高度以下，裂縫出現(xiàn)較早，當(dāng)位移角為1/610時(shí)，距底座約300 mm處的端柱產(chǎn)生第1條裂縫；荷載增加，裂縫變寬，數(shù)量變多，并逐漸向墻體中間擴(kuò)展；當(dāng)試件的承載力小于峰值荷載的85%時(shí)，剪力墻底部?jī)啥说幕炷帘粔核?，鋼筋被壓彎且外露于混凝土，加載結(jié)束，剪力墻主要破壞模式為彎曲型破壞。

3片SW-CFT剪力墻試件的裂縫發(fā)展及破壞模式相似，整個(gè)墻體上產(chǎn)生了均勻分布的裂縫,與SW-A試件相比，裂縫出現(xiàn)得較晚。以SW-C試件為例，初始加載時(shí)，墻體無可視裂縫；當(dāng)位移角達(dá)到1/400時(shí)，剪力墻底部出現(xiàn)第1條水平裂縫；隨后裂縫逐漸增多，分布區(qū)域也逐漸擴(kuò)大，當(dāng)位移角為1/190時(shí)，SW-C受壓側(cè)鋼柱屈服，裂縫變寬，剪力墻底部形成塑性鉸區(qū)；當(dāng)位移角為1/120時(shí)，受壓側(cè)方鋼管距墻底70 mm處出現(xiàn)鼓曲；加載后期，當(dāng)位移角達(dá)到1/50時(shí)，距墻底150 mm的鋼管處出現(xiàn)鼓曲，墻內(nèi)豎向鋼板拉結(jié)帶的外側(cè)混凝土逐步剝落，這是由于墻體內(nèi)拉結(jié)鋼板外側(cè)混凝土保護(hù)層只有20 mm，且鋼板拉結(jié)帶沒有采取抗滑移措施，導(dǎo)致混凝土和鋼板的粘結(jié)不足；墻體的最終破壞仍集中在墻體根部，發(fā)生彎曲型破壞，鋼板拉結(jié)帶處的損傷沒有影響墻體的主要破壞形式，對(duì)墻體的正截面性能影響甚小。拉結(jié)帶處的混凝土脫落并不是試驗(yàn)所期望的損傷形態(tài)，在后期的研究中，應(yīng)減少Z形鋼板拉結(jié)帶的翼緣寬度，增加與混凝土的粘結(jié)措施，避免出現(xiàn)此種現(xiàn)象。由于試驗(yàn)操作的問題，SW-B實(shí)際加載位移只有其他試件的65%。墻體破壞形態(tài)見圖4。

圖4 墻體破壞形態(tài)

3 試驗(yàn)結(jié)果及分析

3.1 承載力與位移

各階段的試驗(yàn)結(jié)果如表3所示，荷載定義如表4所示。極限位移角θu=Δu/H，H為加載點(diǎn)距離墻底的截面高度；延性系數(shù)μ=Δu/Δy。

由表3可知，在軸壓比不大于0.15時(shí)，相比于SW-B,SW-C的屈服荷載提高了59.8%，峰值荷載僅增大16.35%；較大軸壓比下，SW-D的開裂荷載較SW-C增長(zhǎng)了70.53%，峰值荷載僅提高了1.77%，表明峰值荷載對(duì)軸壓比變化的敏感程度較?。籗W-CFT墻的Δc和Δy均比SW-A大，表明其延性比現(xiàn)澆試件好；SW-CFT墻的極限位移角和延性系數(shù)會(huì)隨著軸壓比的增大而減小，表明軸壓比增大對(duì)SW-CFT墻的延性會(huì)有一定的削弱作用，但軸壓比較大的SW-D試件，其θu和μ分別為1/55和3.68，與SW-A試件相比，仍然有所提高，表明SW-CFT墻的抗震性在高軸壓下仍然比現(xiàn)澆剪力墻優(yōu)異。

3.2 滯回曲線

試件滯回曲線如圖5所示，曲線的形狀由“梭”形逐漸轉(zhuǎn)變?yōu)?弓"型，其包絡(luò)面積隨加載過程逐步變大。隨著反復(fù)荷載的施加，墻板的剛度逐漸減小，主要是由于墻體出現(xiàn)裂縫、端柱塑性發(fā)展導(dǎo)致的。SW-A墻體的曲線“捏縮”現(xiàn)象比SW-CFT墻更明顯；比較圖5(a)、(c)可知，相同軸壓比下，SW-C的承載力和抗震性能比SW-A更優(yōu)異；對(duì)比圖5(b)、(c)、(d)可知，SW-CFT墻滯回環(huán)面積相差不大，說

表3 試驗(yàn)結(jié)果Table 3 Results of test

表4 荷載定義Table 4 Load definition

明不同軸壓比下SW-CFT墻的耗能能力相當(dāng)。由于試驗(yàn)加載儀器的原因，SW-B實(shí)際加載位移僅是其他試件的65%。雖然SW-B的滯回環(huán)面積小于SW-C/D，但曲線走向與SW-C/D相似，且中部捏攏較輕。

3.3 骨架曲線

圖5 滯回曲線

圖6 骨架曲線

試件的骨架曲線如圖6所示。從圖6可知，各墻體的初始剛度基本一致，開裂之后，骨架曲線坡度出現(xiàn)不同程度下降，加載至峰值荷載以后，曲線開始下降；加載后期，SW-CFT墻表現(xiàn)出更高的承載力和剛度，SW-B/C/D的承載力較SW-A分別提高29.8%、50.9%、53.6%；SW-D試件在達(dá)到峰值荷載之后出現(xiàn)陡降現(xiàn)象，說明較大的軸壓比下SW-CFT墻體的延性較差，但性能依舊優(yōu)于SW-A。

3.4 剛度退化

墻體的剛度退化曲線如圖7所示，曲線上的特征點(diǎn)為初始點(diǎn)、開裂點(diǎn)、屈服點(diǎn)、峰值點(diǎn)和極限點(diǎn)，從圖7可知，SW-C/D的初始點(diǎn)剛度比SW-A略大，且各墻體的剛度退化規(guī)律基本一致；SW-CFT墻的剛度和抗側(cè)性能始終優(yōu)于SW-A；并且，隨著軸壓比的增加，SW-CFT墻的抗側(cè)剛度呈遞增趨勢(shì)，說明增加軸壓比可以提高剪力墻抗側(cè)剛度；SW-A剛度衰減速度比SW-CFT墻更快，說明鋼管的設(shè)置可以較好地減緩墻體整體剛度的衰減。

圖7 剛度退化曲線Fig.7 Stiffness degradation

3.5 耗能能力

選取能量耗散系數(shù)E衡量墻體的耗能能力，以圖8所示為例，按式(2)計(jì)算。

(2)

圖8 E的確定

由表5可知，峰值荷載下，SW-C/D的累積耗能比SW-A分別提升了80.3%、62.1%，能量耗散系數(shù)E較SW-A分別提高了32.1%和24.6%，表明SW-CFT墻的耗能能力比SW-A更為突出。原因在于SW-CFT墻的變形能力較好，試驗(yàn)中，裂縫分布更加均勻，細(xì)小的裂縫不斷擴(kuò)展，擴(kuò)展過程中，內(nèi)部骨料不斷摩擦，從而吸收了大量的能量，鋼管屈服后進(jìn)入塑性耗能階段，也使得SW-CFT墻的耗能能力更好；而SW-C和SW-D的Q值和E值相差不大，說明軸壓比對(duì)SW-CFT墻耗能能力影響不大。極限荷載下SW-C/D的Q值和E值均比SW-A高，與峰值荷載下的變化相同。

表5 耗能指標(biāo)Table 5 Energy dissipatied coefficients

4 正截面受彎承載力分析

4.1 屈服承載力分析

試驗(yàn)用SW-CFT墻按高懸臂剪力墻分析，平截面假定適用于此類懸臂墻[4]。考慮屈服狀態(tài)下各試件截面應(yīng)力、應(yīng)變的分布如圖9所示。圖10給出了屈服點(diǎn)的確定方法[19]。

圖9 應(yīng)力、應(yīng)變分布

由圖10可得截面屈服曲率[20]為

(3)

式中：xy為截面屈服時(shí)受壓區(qū)高度；hw0=hw-aa,aa為受拉鋼管截面型心到截面邊緣的距離，取aa=hf/2。

圖10 最遠(yuǎn)點(diǎn)法

由圖9(c)可得，截面軸向力為

N=φy(xy-a′a)(A′sE′s+Aa′E′a)+

Fc-fyAs-faAa

(4)

式中：N為軸向壓力；fy為鋼筋屈服強(qiáng)度；As為受拉鋼筋面積；Aa為受拉鋼管的面積；A′s為受壓鋼筋面積；A′a為受壓鋼管面積，Es為鋼筋彈模；Ea為鋼管彈模；Fc為等效矩形應(yīng)力圖的合力大小;a′a為受壓鋼管截面型心到截面邊緣的距離,取a′a=h′f/2。

屈服彎矩為

My=(hw0-a′a)[(EsA′s+EaA′a)(xy-a′a)φy]+

Fc(hw0-ηxy)-N(0.5hw-aa)

(5)

試驗(yàn)結(jié)果比式(5)計(jì)算值小，原因是鋼筋產(chǎn)生滑移導(dǎo)致鋼筋應(yīng)變偏小，由于混凝土存在不均勻應(yīng)力，導(dǎo)致等效矩形應(yīng)力圖的合力偏小。引入系數(shù)x1、x2、x3對(duì)式(5)進(jìn)行修正。

M′y=x1(hw0-a′a)[(EsA′s+EaA′a)(xy-a′a)φy]+

x2Fc(hw0-ηxy)-x3N(0.5hw-aa)

(6)

(7)

運(yùn)用Matlab進(jìn)行數(shù)據(jù)擬合，得到參數(shù)的范圍為x1∈[0.8,1]，x2∈[0.8,1]，x3∈[0.9,1.1]

當(dāng)x1=0.9，x2=0.9，x3=1時(shí)，y=∑(My-M′y)2絕對(duì)誤差的和最小。

4.2 峰值承載力分析

試件的峰值承載力采用文獻(xiàn)[10]提出的公式進(jìn)行驗(yàn)證。

試件的峰值承載力計(jì)算公式為[10]

Nu=f′aA′a+Nc1+Nc2-faAa-Nsw

(8)

試件的水平承載力按式(9)計(jì)算。

F=(Nue0)/H

(9)

式中：e0=M/Nu；H為試件水平加載點(diǎn)至基礎(chǔ)頂面的距離。

4.3 計(jì)算結(jié)果與試驗(yàn)結(jié)果比較

SW-CFT墻的屈服承載力和峰值承載力計(jì)算結(jié)果見表6。從表6可知：理論值與實(shí)驗(yàn)值相差較小?？梢?，公式可以較準(zhǔn)確地計(jì)算墻體的屈服和峰值承載力。

表6 承載力計(jì)算值與試驗(yàn)值比較Table 6 Comparison of the calculation strength result with the test data

4.4 算例驗(yàn)證

XTRACT軟件可以完全交互地快速進(jìn)行混凝土-鋼組合結(jié)構(gòu)截面的承載力分析。以SW-CFT截面為計(jì)算對(duì)象，對(duì)軸壓力和水平荷載受力工況下的正截面受壓承載能力極限狀態(tài)進(jìn)行分析，直接形成截面軸力-彎矩曲線，將結(jié)果與試驗(yàn)值進(jìn)行對(duì)比。模型中，不考慮鋼管和混凝土之間的滑移，預(yù)制與現(xiàn)澆混凝土按一體考慮。

模擬采用的本構(gòu)模型如圖11所示。以SW-C為例，截面長(zhǎng)1 200 mm，寬200 mm。截面分3層，上下兩層為預(yù)制混凝土，中間為現(xiàn)澆混凝土。截面布置8根直徑12 mm的豎向鋼筋；兩端為方鋼管,內(nèi)部現(xiàn)澆混凝土。模型中所用混凝土、鋼筋和鋼材的特性參數(shù)取實(shí)測(cè)值。建模過程分為定義材料、截面定義、網(wǎng)格劃分(自動(dòng)劃分三角形網(wǎng)格)、荷載施加、結(jié)果分析幾個(gè)主要過程。以SW-D試件為例，界面定義及網(wǎng)格劃分如圖12所示，模擬結(jié)果如圖13所示。

圖11 本構(gòu)模型

圖12 截面定義及網(wǎng)格劃分Fig.12 Section Definition and Mesh

圖13 模擬結(jié)果

XTRACT計(jì)算的動(dòng)態(tài)圖顯示，截面受壓區(qū)高度先變小后變大，由圖13(a)可知，藍(lán)色區(qū)域?yàn)榻孛媸軌簠^(qū)，由于鋼管的存在，邊緣混凝土不會(huì)脫落，最終導(dǎo)致墻體外邊緣鋼管出現(xiàn)破壞，與試驗(yàn)的最終破壞模式一致；由圖13(b)試件軸力-彎矩關(guān)系曲線可知，B點(diǎn)為大小偏壓分界點(diǎn)，此時(shí)極限彎矩對(duì)應(yīng)的承載力見表7。

表7 峰值承載力模擬結(jié)果比較Table 7 Comparison of the strength results

由表7可以看出，實(shí)測(cè)值與模擬值吻合較好，因此，SW-CFT墻的水平承載力可以使用XTRACT軟件進(jìn)行計(jì)算。

5 結(jié)論

通過試驗(yàn)和計(jì)算分析，得到以下結(jié)論：

1)現(xiàn)澆混凝土剪力墻和SW-CFT墻均發(fā)生彎曲型破壞；不同軸壓比下SW-CFT墻的破壞模式相同。

2)隨著軸壓比的增加，SW-CFT墻的屈服荷載和峰值荷載均出現(xiàn)不同程度的提高，且屈服荷載提高程度較大；在低軸壓比下，SW-CFT墻的耗能能力明顯較現(xiàn)澆混凝土墻高，軸壓比對(duì)SW-CFT的耗能能力影響不大。

3)理論公式可以較好地計(jì)算SW-CFT墻的承載力，而SW-CFT墻的水平承載力可以使用軟件XTRACT進(jìn)行模擬。