蔡毅敏

(蘇州科技大學(xué) 土木工程學(xué)院，江蘇 蘇州 215011)

0 前 言

國內(nèi)外學(xué)者對(duì)雙鋼板混凝土組合剪力墻進(jìn)行了一系列的研究，證實(shí)了這種結(jié)構(gòu)形式具備承載力高、抗側(cè)剛度大和抗震延性好的優(yōu)勢，且已逐步應(yīng)用于工程中[1-2]。在鋼板上合理布置孔洞這一舉措可以使混凝土在地震作用中從孔中慢慢疏松脫落下來，持續(xù)發(fā)揮混凝土的壓潰耗能，使結(jié)構(gòu)更好地用于抗震和減震。

1 試件設(shè)計(jì)

試件墻體高1 m，寬1.4 m，試驗(yàn)構(gòu)件的設(shè)計(jì)綜合考慮了試驗(yàn)室設(shè)備的加載能力以及應(yīng)用于超高層建筑中構(gòu)件截面的尺寸(縮尺比例選取為1∶3)。在設(shè)計(jì)原理的基礎(chǔ)上合理選擇各組成部件的材料屬性，組合剪力墻各部件均由Q235B鋼材和C25等級(jí)的混凝土組成，采用10.9級(jí)M12對(duì)拉螺栓。所有試件設(shè)計(jì)均參照《混凝土結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)規(guī)范》(GB 50010—2010)[3]、《高層建筑混凝土設(shè)計(jì)規(guī)程》(JGJ 3—2010)[4]進(jìn)行，試件設(shè)計(jì)見圖1。

圖1 試件設(shè)計(jì)(單位：mm)

2 有限元模型的建立

2.1 幾何模型

通過ABAQUS部件模塊創(chuàng)建各個(gè)部件，鉸支座連接的輔助加載立柱和梁、水平豎向T型件、裝配邊緣板、開孔鋼板、混凝土、對(duì)拉螺栓、槽鋼均為三維可變形實(shí)體部件，然后通過裝配模塊將各部件組裝成整體。在輔助加載設(shè)施中，加載立柱與加載梁、底梁采用支座鉸接，支座下部底座中的銷軸與立柱的耳板滿足《鋼結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)標(biāo)準(zhǔn)》(GB 50017—2017)[5]。模型詳圖見圖2。

2.2 單元類型及網(wǎng)格劃分

混凝土板和鋼材均選用C3D8R單元，因?yàn)榇藛卧e分求解精度較高，計(jì)算速度較快，能消除結(jié)構(gòu)受彎矩作用時(shí)易發(fā)生的“剪切自鎖”現(xiàn)象。試件幾何模型及網(wǎng)格劃分見圖2。

圖2 幾何模型及網(wǎng)格劃分

2.3 材料本構(gòu)

1)混凝土。本文采用C25混凝土，參考《混凝土結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)規(guī)范》(GB 50010—2010)附錄C.2中給出的混凝土單軸應(yīng)力-應(yīng)變關(guān)系。損傷因子采用Sidoroff模型混凝土損傷因子計(jì)算法，其計(jì)算公式為：

(1)

式中，σ為混凝土的應(yīng)力值；ε為混凝土拉、壓應(yīng)力對(duì)應(yīng)的拉、壓應(yīng)變；E0為混凝土初始彈性模量。

2)鋼材。根據(jù)材性試驗(yàn)，考慮到鋼材屈服后產(chǎn)生硬化的特點(diǎn)及包辛格效應(yīng)，本文中鋼材的本構(gòu)模型采用典型的雙折線模型。其應(yīng)力應(yīng)變關(guān)系公式為：

(2)

式中,σ為鋼材的應(yīng)力;ε為鋼材的應(yīng)變;Es為鋼材線彈性階段楊氏模量;σy為鋼材屈服時(shí)的應(yīng)力;Est為鋼材線性強(qiáng)化段模量，取0.02Es。

2.4 接觸的設(shè)置

接觸屬性的設(shè)置：法向默認(rèn)選擇“硬接觸”，因?yàn)闉閷?shí)現(xiàn)兩種材料的協(xié)同工作，法向必然存在力的傳導(dǎo)；切向采用“罰”摩擦運(yùn)算法則，因?yàn)槿我膺B接接觸面均有切向力的存在。對(duì)拉螺栓通過“內(nèi)置”嵌入組合剪力墻內(nèi)部。結(jié)合試驗(yàn)過程，T型連接板與輔助加載設(shè)施兩者的疊合面不存在滑移和脫開現(xiàn)象，故選擇“綁定”。H型鋼立柱與底座、銷軸與底座均采用庫倫摩擦型接觸，銷軸和H型鋼立柱則采用“綁定”。

2.5 邊界條件和加載

加載梁頂面限制了y、z軸的位移與x、y、z軸的面外轉(zhuǎn)動(dòng)，底梁底面約束了3個(gè)方向的自由度，輔助加載設(shè)施中的H型鋼立柱側(cè)面限制了面外位移(y軸)與面外轉(zhuǎn)動(dòng)(x軸和z軸)。

在加載梁頂部端點(diǎn)設(shè)置耦合點(diǎn)RP-1，水平荷載作用于此耦合點(diǎn)。參照試驗(yàn)，按整體試件相對(duì)側(cè)移的0.375%(4 mm)、0.5%(6 mm)、0.75%(10 mm)、1.0%(14 mm)、1.5%(20 mm)、2.0%(27 mm)、2.5%(34 mm)對(duì)此點(diǎn)進(jìn)行低周往復(fù)加載，方向?yàn)閤軸，共加載7級(jí)，每級(jí)進(jìn)行1次循環(huán)加載。

3 有限元模擬與試驗(yàn)對(duì)比分析

3.1 應(yīng)力云圖

圖3為試件有限元模擬在峰值時(shí)的應(yīng)力云圖，由應(yīng)力云圖可見：①在無軸壓力作用的情況下，鋼板墻在正向峰值時(shí)形成沿對(duì)角線方向45°的斜拉帶，反向峰值時(shí)形成沿另一對(duì)角線方向的斜拉帶；②在無軸壓力作用的情況下，混凝土板在正向峰值時(shí)形成沿對(duì)角線方向135°的斜壓帶，反向峰值時(shí)形成沿另一對(duì)角線方向的斜壓帶；③沿著對(duì)角線方向的鋼板孔洞邊緣處在正反向峰值時(shí)應(yīng)力值最大，在正反向峰值不斷轉(zhuǎn)換的情況下，孔洞邊緣處兩個(gè)方向的對(duì)角線交點(diǎn)最容易產(chǎn)生應(yīng)力集中。

(a)鋼板

(b)混凝土板

3.2 水平荷載側(cè)移-滯回曲線

有限元分析與試驗(yàn)試件的滯回曲線如圖4所示。試驗(yàn)中考慮到作動(dòng)器最大作動(dòng)力的限值與實(shí)際試驗(yàn)情況，采用控制力的加載方式，當(dāng)試件加載至第7個(gè)加載級(jí)時(shí)，作動(dòng)器內(nèi)置傳感器采集的位移數(shù)據(jù)呈現(xiàn)大幅增長趨勢，出于對(duì)試驗(yàn)安全的考慮，又為了使組合剪力墻的整體抗震性能發(fā)揮的更加充分，后續(xù)換用位移加載，共3個(gè)加載級(jí)，均循環(huán)2次，位移幅值分別為42、48、55 mm。有限元分析的滯回曲線以坐標(biāo)0點(diǎn)呈對(duì)稱分布且形狀更為飽滿，峰值承載力較試件偏大。

(a)模擬

(b)試驗(yàn)

有限元分析和試驗(yàn)試件產(chǎn)生差異的原因：①有限元分析中各部件位置布置準(zhǔn)確，縫隙為0，而試驗(yàn)試件的制作和裝配均有一定的誤差；②試驗(yàn)試件因低周往復(fù)荷載作用而產(chǎn)生損傷積累，混凝土?xí)l(fā)生分散壓潰疏松脫落的現(xiàn)象，而在有限元分析中僅能通過混凝土本構(gòu)中損傷因子的設(shè)定來描述混凝土由于壓碎或者拉伸開裂而導(dǎo)致其剛度退化的進(jìn)程；③試驗(yàn)中，底梁雖然由地錨螺栓固定，但是在水平荷載的加載過程中會(huì)存在一定的滑移。

3.3 耗能能力分析

耗能能力是評(píng)估該抗震性能的關(guān)鍵指標(biāo)，本文引入等效粘滯阻尼系數(shù)ζeq來進(jìn)行量化評(píng)估，等效粘滯阻尼系數(shù)ζeq計(jì)算公式如下：

(3)

由圖5所示等效粘滯阻尼系數(shù)對(duì)比曲線可見：①試驗(yàn)試件較模擬表現(xiàn)出初始較大的耗能能力，這是因?yàn)榛炷谅菟锥磁c螺栓存在孔隙，螺栓和混凝土孔洞的摩擦滑移使得曲線表現(xiàn)出極大的等效粘滯阻尼系數(shù)；②當(dāng)加載到層間位移1%時(shí)，試件自身實(shí)際的耗能逐漸增大，使得摩擦滑移耗能占比逐漸減小，同時(shí)組合剪力墻隨著混凝土的損傷和鋼板的屈服，等效粘滯阻尼系數(shù)開始呈上升態(tài)勢；③加載后期混凝土持續(xù)從鋼板孔洞疏松脫落，壓潰的混凝土仍能對(duì)鋼板提供一定的面內(nèi)約束，使得鋼板拉力帶屈服耗能繼續(xù)開展，在曲線上表現(xiàn)出試件模擬和試驗(yàn)曲線后期仍具有持續(xù)穩(wěn)定的耗能能力。

圖5 試件的等效粘滯阻尼系數(shù)

4 結(jié) 論

1)雙菱形孔鋼板混凝土組合剪力墻中混凝土板的壓力場與開孔鋼板的拉力場協(xié)調(diào)一致，共同承擔(dān)組合剪力墻的抗震性能。

2)雙菱形孔鋼板混凝土組合剪力墻終止加載時(shí)，層間側(cè)移超過了框架-核心筒結(jié)構(gòu)的彈塑性層間側(cè)移角限值1/100，即雙菱形孔鋼板混凝土組合剪力墻具有良好的抗震延性和較高的安全儲(chǔ)備。

3)將有限元模擬與試驗(yàn)進(jìn)行了對(duì)比，在應(yīng)力分布、耗能能力、承載力等方面與試驗(yàn)吻合較好，破壞形態(tài)表現(xiàn)為鋼板在拉力帶處發(fā)生鼓曲，混凝土板沿著壓力帶出現(xiàn)裂縫、壓潰酥松脫落。

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