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(1.同濟大學，上海 200092；2.浙江綠筑集成科技有限公司，上海 201199)

0 引 言

鋼-混凝土組合剪力墻因其優(yōu)良的豎向承載能力和抗震延性近年來被大量應用于超高層建筑中。目前工程中應用的鋼-混凝土組合剪力墻主要有內嵌鋼板-混凝土剪力墻，單側鋼板-混凝土剪力墻和雙鋼板-混凝土剪力墻。

自20世紀90年代起對，國內外出現(xiàn)鋼-混組合剪力墻的實驗及理論研究。李國強等[1, 2]、Astaneh-Asl[3]、蔡克銓等[4]、Hitaka等[5]、呂西林等[6]對內嵌鋼板-混凝土組合剪力墻的性能、連接方式、構造等進行了研究，結果表明該類剪力墻在大變形工況下破壞嚴重，大震作用下結構性能受限。Link等[7]、Emori[8]、Wright等[9]、聶建國等[10]對雙鋼板-混凝土組合剪力墻展開了深入的試驗研究，并對內置綴板、加勁肋、鋼板凹肋等構造進行了詳細探討。研究表明雙鋼板-剪力墻具有延性好、耗能能力強、構造簡單等優(yōu)點，然而，鋼板外置限制了結構的高溫耐火性，故該類剪力墻往往應用于核電站等特種結構，在民用建筑領域應用有限。為保證剪力墻大震作用下的抗震延性并增強其在民用建筑領域的適用性，精工鋼構集團提出一種新型裝配式鋼-混凝土組合剪力墻：部分外包混凝土組合剪力墻(Partially Encased Composite Shear Wall，以下簡稱PEC組合剪力墻)。PEC組合剪力墻(圖1)由內嵌型鋼、外置扁鋼和素混凝土組成，內部無需進行水平及豎向鋼筋的綁扎，更易于模數(shù)化的設計與加工。由于短肢墻體在住宅類建筑中應用廣泛，故針對剪跨比2.5的模數(shù)化PEC短肢組合剪力墻進行了研究。

圖1 PEC組合剪力墻標準構件示意圖

為研究PEC短肢組合剪力墻的破壞形式及承載力特征，完成了PEC短肢組合剪力墻足尺試驗，并運用Abaqus進行了參數(shù)化非線性有限元分析，研究了軸壓比對PEC短肢組合剪力墻承載力及延性的影響，并結合規(guī)范給出了適用于PEC短肢組合剪力墻正截面承載力的計算公式。

1 足尺試驗

1.1 試驗概況

試驗設計了1組PEC短肢剪力墻足尺試件，試件編號TESS-1，尺寸及構造如圖2所示。試件墻體高度2.85m，加載點高3m，設計軸壓比0.38，剪跨比2.5。其中，設計軸壓比n考慮荷載和材料的分項系數(shù)[11, 12]，按式(1)計算。

(1)

式中，N為豎向荷載標準值，fck為混凝土軸心抗壓強度標準值，fy為鋼板屈服強度，As為墻體截面鋼板面積，Ac為墻體截面混凝土面積。

墻身鋼板標號Q235-B，混凝土標號C35，通過材性試驗測得混凝土標準立方體試塊抗壓強度平均值fck為23.5Mpa，鋼材屈服強度fy及極限強fu如表1所示。

圖2 PEC組合剪力墻實踐示意圖

鋼材強度鋼板厚度6mm8mm10mmfy/Mpa379318287fu/Mpa566436439

試驗荷載分為豎向及水平向荷載，加載裝置如圖3所示。豎向荷載通過油壓千斤頂施加，由剛性分配梁將集中力轉化為均布荷載作用于剪力墻加載梁頂部。水平荷載通過3000kN水平作動器施加，可提供最大3000kN壓力及1500kN拉力。水平加載前期采用荷載控制，加載級差為150kN，每級荷載反復一次。試件兩側鋼翼緣底部進入屈服后開始采用位移控制加載，記此時墻頂位移為y。位移加載級差為1倍y，每級反復加載2次，直至試件無法繼續(xù)承載額定的豎向荷載或其水平承載力下降到峰值水平荷載的85%以下，試驗結束。水平加載機制如圖4所示。

圖3 試驗加載裝置

圖4 水平荷載加載機制

1.2 試驗結果及分析

1.2.1試驗現(xiàn)象

位移控制加載前，試件僅在左右兩側出現(xiàn)細微水平裂縫，開裂荷載為300kN。1倍y加載后(位移角1/290)，在試件兩側的中部及底部出現(xiàn)5條新增裂縫，原裂縫略微發(fā)展；2倍y加載后(位移角1/145)，試件下部新增多條水平裂縫，原裂縫均有所發(fā)展，左右兩側底部混凝土向外鼓突，外皮翻起；3倍y加載后(位移角1/97)，試件水平裂縫向中性軸進一步發(fā)展，并在墻體單側下部出現(xiàn)混凝土受壓豎向裂縫，原剪力墻角部鼓突的混凝土外皮開始剝落，薄鋼片外露，如圖5(a)所示；4倍y加載后(位移角1/72)，剪力墻角部混凝土外皮剝落面積增大，剪力墻兩側下部鋼翼緣發(fā)生肉眼可識別的向外屈曲,如圖5(b)-(c)所示；5倍y加載后(位移角1/58)，剪力墻角部混凝土外皮剝落面積進一步增大，試件下部多條加密區(qū)薄鋼片在焊縫處斷裂，試件兩側角部及薄鋼片斷裂處混凝土壓碎，鋼翼緣向外屈曲嚴重，如圖5(d)所示；承載力下降至峰值承載力的85%以下，加載結束。

圖5 試件破壞形態(tài)

1.2.2 滯回曲線

試驗得到的PEC組合剪力墻加載點的水平荷載-位移滯回曲線與骨架曲線如圖6所示。

圖6 TESS-1滯回曲線及骨架曲線

加載初期，試件TESS-1滯回曲線近似為一條直線，基本無殘余變形，試件處于彈性工作狀態(tài)。隨著加載位移的增大，混凝土開裂，試件剛度下降，卸載后殘余變形逐漸增大，但荷載仍處于增長階段，同級加載的三個循環(huán)基本重合，承載力的衰減、剛度退化均不明顯。試件達峰值荷載后，承載力下降緩慢，滯回曲線呈飽滿的梭形，展現(xiàn)出較好的耗能能力[13]。結合裂縫的開展情況、構件的最終破壞形態(tài)及滯回曲線可知，試件S1最終為壓彎破壞。

試件TESS-1的極限水平荷載正向1020kN，負向1019kN，均值1019.5kN。位移延性系數(shù)按式(2)[14]計算得：正向3.2，負向3.12，平均值為3.16。

μ=Δu/Δy

(2)

式中，μ為位移延性系數(shù)，是構件宏觀延性的表征，u為構件破壞時的頂點位移，y為構件屈服時的頂點位移，由Park法[15]確定。

2 有限元模型

采用Abaqus有限元軟件對PEC組合剪力進行靜力分析[16]。為滿足計算精度，鋼板及混凝土均采用C3D8R單元進行模擬。考慮鋼板和混凝土間存在相對滑移，故法向定義可分離的硬接觸，切向考慮摩擦系數(shù)0.3的摩擦作用。分析時定義三個荷載步，第一荷載步計算鋼板與混凝土間的接觸，第二荷載步加構件自重荷載，第三荷載步模擬豎向加載，第四荷載步模擬水平單項加載。

2.1 本構關系

2.1.1混凝土本構關系

腔內混凝土三面與鋼板接觸，一面與扁鋼接觸，用約束效應系數(shù)ζ[16, 17]考慮鋼板對核心混凝土的約束作用?？紤]約束效應的混凝土本構曲線如圖7所示。

(3)

式中：Asp為墻體截面鋼板面積與扁鋼截面面積之和，Ac為截面混凝土面積。

核心混凝土受鋼骨及扁鋼的約束作用承載力和延性得到提高。與無約束混凝土相比，核心混凝土的軸心抗壓強度σ0和峰值壓應變ε0增大，彈性模量Ec減小(圖7)，可按式(4)-(7)[17]計算。

(4)

(5)

εcc=1300+14.93fck

(6)

(7)

由此，核心混凝土受壓應力-應變關系可由式(8)-(12)計算。

(8)

x=εc/ε0

(9)

A=2-k，B=1-k，k=0.1ξ0.745

(10)

ηc=1.6+1.5εc/ε0

(11)

(12)

混凝土受拉應力σc-應變εc關系對計算結果影響很小，根據(jù)《混凝土結構設計規(guī)范 GB500102010》計算。

圖7 混凝土本構曲線

2.1.2 鋼材本構關系

鋼材應力-應變關系采用三折線模型，如圖8所示。圖中，εy為鋼材的屈服應變，εsh為初始強化應變，fy為屈服應力。由材性試驗，取εsh=10εy，強化剛度取0.01Es。

圖8 鋼材本構曲線

2.2 模型適用性分析

為驗證有限元分析的適用性，按試件TESS-1的參數(shù)建立有限元模型FEMS-1，得到的墻頂水平荷載-位移曲線與試驗骨架曲線對比如圖9所示。有限元計算得到的極限荷載1013.6kN，與試驗誤差0.5%，位移延性系數(shù)3.3，與試驗誤差4%。由此判斷，采用上述有限元分析方法的能很好地模擬試驗情況。

圖9 荷載-位移曲線對比

圖10 不同軸壓比墻體荷載-位移曲線

3 軸壓比分析

按表2參數(shù)計算FEMS-2～FEMS-7，以探究不同軸壓比對PEC短肢組合剪力墻的影響。設計軸壓比為0.2、0.38、0.6、0.8時墻體加載點的水平荷載-位移曲線如圖10所示，隨著軸壓比增大，PEC剪力墻的極限承載力先增大后減小，當軸壓比在0.3左右時極限承載力最大。

表2 Q235B鋼板試驗強度

將FEMS-1～FEMS-7計算得到的屈服荷載、屈服位移、峰值點荷載、峰值點位移、破壞點荷載、破壞點位移、破壞點位移角及延性系數(shù)列于表3。JGJ/T 380-2015《鋼板剪力墻技術規(guī)程》規(guī)定鋼板組合剪力墻彈塑性層間位移角的限值為1/80[15]。當軸壓比n≤0.6時，試件破壞的極限位移角滿足此要求，當軸壓比n>0.6時，構件極限位移角很快突破限值要求。此外，構件的位移延性系數(shù)隨軸壓比增大而減小，且軸壓比超過0.6后減小速率加快。所以，當PEC短肢組合剪力墻軸壓比小于0.6時構件有較好的延性，滿足規(guī)范要求；一旦超過0.6，構件延性迅速降低。因此，建議PEC短肢組合剪力墻設計時軸壓比應控制在0.6內[18]。

表3 PEC剪力墻受壓彎荷載時特征荷載、變形及延性系數(shù)

圖11 PEC短肢組合剪力墻在1/80位移角時鋼板及混凝土應力應變云圖

當PEC短肢組合剪力墻位移角達1/80時，試件FEMS-2、FEMS-5、FEMS-7的鋼板Mises應力、鋼板等效塑性應變及混凝土等效塑性應變如圖11所示。從圖12(a)可得：隨著軸壓比增大，鋼板塑性區(qū)向受壓區(qū)發(fā)展，鋼板受壓區(qū)高度增加，受拉區(qū)高度不斷減小，構件受力狀態(tài)由大偏心受壓逐步轉變?yōu)樾∑氖軌骸?/p>

由圖12(b)可得：隨著軸壓比增大，受壓區(qū)鋼板進入塑性面積增大，受拉區(qū)鋼板進入塑性面積減小，且最大塑性應變值增大。由此受壓側翼緣更早進入塑性后發(fā)生局部屈曲，從而導致高軸壓比作用下墻體極限承載力減小。

由圖 12(c)可得：隨著軸壓比增大，混凝土最大塑性應變增加很快，軸壓比為0.2和0.6時對應的混凝土最大塑性應變分別為0.016和0.023，當軸壓比大于0.6后混凝土最大塑性應變及塑性區(qū)域快速發(fā)展，構件易發(fā)生混凝土壓碎導致的脆性破壞，所以設計時軸壓比控制在0.6內，以避免構件的脆性破壞。

4 承載力公式對比

針對鋼板混凝土組合剪力墻正截面承載力，目前規(guī)范給出了兩種計算方法：①JGJ138-2016《組合結構設計規(guī)范》給出了基于平截面假定的部分彈塑性設計方法；②JGJT380-2015《鋼板剪力墻技術規(guī)程》給出了鋼板全塑性截面設計方法?，F(xiàn)將不同軸壓比、鋼材強度、混凝土強度的構件(FEMS-1～FEMS-9)分別按Abaqus、法①、以及法②計算，得到的PEC短肢組合剪力墻極限承載力如表4所示。

表4 PEC短肢組合剪力墻正截面承載力對比

法①和法②計算的PEC短肢組合剪力墻正截面極限承載力均小于Abaqus結果，即均偏安全。法①在軸壓比小于0.5時的計算誤差在15%內，軸壓比大于0.5時誤差較大，部分超20%。法②計算結果更加貼近有限元結果，所有構件誤差均在5%內。故采用JGJT380-2015《鋼板剪力墻技術規(guī)程》提供的全塑性截面設計法在相對保守的前提下可以較準確地計算PEC短肢組合剪力墻的極限荷載，在設計時推薦使用。

5 結 論

1)提出了適用于PEC剪力墻計算的有限元模型，通過與試驗破壞現(xiàn)象及荷載-位移曲線的對比可知，有限元模型能很好地模擬墻體的破壞特征，并且荷載-位移曲線與試驗骨架曲線的誤差在5%內。因此可利用該有限元模型進行PEC短肢組合剪力墻的性能分析。

2)軸壓比對PEC短肢剪力墻的極限荷載及延性影響顯著。高軸壓比下墻體極限承載力降低，延性變差，并且構件易發(fā)生混凝土壓潰導致的脆性破壞。建議設計時控制軸壓比在0.6內以保證墻體的承載特性及抗震延性。

3)JGJT380-2015《鋼板剪力墻技術規(guī)程》給出的全塑性截面承載力設計法精度較好，與有限元結果誤差在5%內，且偏安全。建議使用該種方法進行PEC短肢組合剪力墻正截面承載力的設計計算。