陳 昕,尤 川,宋雨閣,王 余

(1.沈陽建筑大學土木工程學院,遼寧 沈陽 110168;2.遼寧省現(xiàn)代建筑產(chǎn)業(yè)專業(yè)技術創(chuàng)新中心,遼寧 沈陽 110168;3.中國建筑第二工程局有限公司北方分公司,遼寧 沈陽 110168)

“十三五”期間,嚴寒寒冷地區(qū)城鎮(zhèn)新建居住建筑節(jié)能達到75%[1],“十四五”規(guī)劃對裝配式建筑的快速發(fā)展及建筑節(jié)能提出了更高的要求,預制混凝土夾心墻板則成為裝配式建筑的重要節(jié)能構件。預制混凝土夾心墻板主要由內外葉墻板、保溫板、連接件等組成,是一種集保溫、隔熱等優(yōu)點于一體的承重構件。

國內外學者對預制混凝土夾心墻板的受力性能和熱工性能進行了大量研究,并取得了顯著的研究成果。薛偉辰等[2-4]對夾心墻板進行了擬靜力試驗和FRP連接件的拉拔性能試驗,分析了墻板承載力、位移延性、耗能性能及連接件的力學性能,研究表明,夾心墻板與FRP連接件的承載力具有較大的安全儲備。江煥芝[5]研發(fā)了一種新型鋼-纖維復合連接件,并在試驗中證明鋼-纖維復合連接件能夠實現(xiàn)內外葉墻板之間的有效連接。鄭賢賢、王博[6-7]利用ABAQUS有限元軟件對夾心墻板進行擬靜力試驗,結果表明,預制混凝土夾心墻板在剛度退化、承載能力和抗震性能與現(xiàn)澆墻板相當。Y.H.M.Amran等[8]進行了夾心保溫墻板擬靜力試驗,結果表明,預制混凝土夾心墻板的開裂模式與傳統(tǒng)鋼筋混凝土墻相似,金屬波浪形連接件能夠讓內外葉墻板之間具有較好的協(xié)同作用。A.Chen 等[9]對帶FRP板式連接件加心墻板進行抗彎承載力分析,發(fā)現(xiàn)FRP板式連接件能夠較好傳遞內外葉墻版之間的剪力,夾心墻板表現(xiàn)出良好的組合性能。M.Elkashef等[10]采用加氣泡沫混凝土代替?zhèn)鹘y(tǒng)泡沫材料來提高夾心板的承載能力。王余[11]在對《裝配式混凝土鋼絲網(wǎng)架板式建筑技術規(guī)程》(T/CECS 852—2021)[12]鋼絲網(wǎng)架夾心保溫墻連接模式及結構設計方法的基礎上,提出了鋼絲網(wǎng)架夾心保溫外墻僅內葉墻與樓板連接的方法,并通過試驗研究得到有限元分析的內外葉墻板協(xié)同工作的承載力曲線,提出了不同厚度夾心保溫層的PC3D墻受壓承載力計算公式,但對于鋼絲網(wǎng)架夾心保溫墻板的抗震性能還有待進一步研究。

基于上述分析,筆者在課題組前期試驗[11]基礎上,利用ABAQUS有限元軟件進行預制混凝土鋼絲網(wǎng)架夾心墻板抗震性能研究,以鋼絲直徑、鋼絲強度和混凝土強度作為試驗變量,探究預制混凝土鋼絲網(wǎng)架夾心墻板在低周往復荷載作用下的極限承載力、延性、剛度及耗能能力,并展開參數(shù)影響分析。研究表明:提高混凝土強度和鋼絲強度能夠提高鋼絲網(wǎng)架夾心墻板的極限承載力和延性,該試驗研究成果能夠為裝配式建筑中預制混凝土鋼絲網(wǎng)架夾心墻板的生產(chǎn)與工程應用提供參考依據(jù)。

1 數(shù)值模擬概況

1.1 模型設計

預制混凝土鋼絲網(wǎng)架夾心墻板整體尺寸如圖1所示。墻板內部鋼絲網(wǎng)架是由兩片鋼絲網(wǎng)片和斜插絲焊接而成,鋼絲網(wǎng)片布置為Φ3.0@50(mm),斜插絲為Φ3.5(mm),混凝土等級為C45,墻體構造示意圖如圖1所示。

筆者取文獻[11]中三組對照試驗(XQ-1～XQ-3)進行模型驗證,并基于驗證模型進行擬靜力試驗(下文模型驗證部分以及對驗證模型進行擬靜力試驗部分的有限元模型與文獻[11]中所對應試件命名一致)。筆者共設計了12組(XQ3-0～XQ3-11)參數(shù)擴展試驗。XQ-1:內葉墻受壓,外葉墻懸空;XQ-2:內葉墻受壓,外葉墻約束;XQ-3:內外葉墻共同受壓。分別以鋼絲直徑、鋼絲強度和混凝土強度作為試驗變量,每組4個試件,試件詳細參數(shù)見表1。

表1 試件參數(shù)Table 1 Specimen parameters

1.2 材料本構模型

預制混凝土鋼絲網(wǎng)架夾心墻由混凝土、鋼筋、聚苯乙烯泡沫等材料組成。本試驗采用方自虎等[13]提出的鋼筋-混凝土本構關系模型?；炷羻屋S應力-應變關系曲線如圖2所示。其中,fc,r和ft,r分別為混凝土單軸抗壓強度代表值和混凝土單軸抗拉強度代表值;εt,r、εc,r和εc,u分別為混凝土單軸抗拉強度對應的混凝土峰值拉應變、混凝土單軸抗壓強度對應的混凝土峰值壓應變和應力曲線下降段應力等于0.5fc,r時對應的混凝土壓應變。

圖2 混凝土單軸應力-應變曲線Fig.2 The uniaxial stress-strain curve of concrete

鋼筋的應力-應變本構選取《混凝土結構設計規(guī)范》(GB 50010—2010)[14]中的雙折線模型,計算簡圖如圖3所示。其中,Es為彈性模量;fy和fs,u分別為鋼筋的屈服強度和極限強度;εy和εs,u分別為鋼筋的屈服應變和極限應變。保溫板本構按照《鋼絲網(wǎng)架混凝土復合板結構技術規(guī)程》(JGJ/T273—2012)[15]中規(guī)定取值。有限元分析時,混凝土彈性段取至0.4Ec,ε0采用歐洲規(guī)范(EN 1992-1-1:2004)規(guī)定的數(shù)值0.002?；炷了苄該p傷參數(shù)見表2。

表2 混凝土塑性損傷模型參數(shù)Table 2 The plastic damage model parameters of concrete

圖3 鋼筋應力-應變曲線Fig.3 The stress-strain curve of steel bars

1.3 單元選取及網(wǎng)格劃分

在ABAQUS有限元模擬中,材料單元的選取需要根據(jù)材料屬性及其作用性質進行選取?；炷羶韧馊~墻以及保溫板采用C3D8R實體八節(jié)點縮減積分單元,鋼筋選用T3D2兩節(jié)點三維桁架Truss單元。

Mesh模塊中對模型進行網(wǎng)格劃分,構件在進行網(wǎng)格劃分時,根據(jù)計算結果的精度、構件的復雜程度和構件之間的相互作用方式來進行布種。試驗模型尺寸較小,在進行網(wǎng)格布種時,鋼筋布種間隔為20 mm,保溫板布種間隔為50 mm,混凝土內外葉墻布種間隔為30 mm。底部支座布種間隔為50 mm,網(wǎng)格劃分結果如圖4所示。

圖4 墻體單元網(wǎng)格劃分示意圖Fig.4 The meshing of wall

1.4 邊界條件及加載制度

筆者采用方自虎[13]提出的混凝土-鋼筋本構模型,對試件進行了豎向荷載作用下夾心墻板的受壓有限元模擬。圖5是試件XQ-3的試驗結果[11],圖6是筆者基于試件XQ-3的試驗基礎上建立的有限元模型結果。表3列舉了物理試驗[11]和筆者的數(shù)值模擬結果。經(jīng)對比可得,筆者的數(shù)值模擬結果與物理試驗[11]值誤差小于10%,說明筆者采用的數(shù)值模擬模型與物理試驗擬合較好,可以進行夾心墻板擬靜力試驗的數(shù)值模擬。

表3 物理試驗與數(shù)值模擬結果對比Table 3 The comparison of test and numerical simulation results

圖5 XQ-3外葉墻破壞Fig.5 The failure state of XQ-3 outer wall

圖6 XQ-3 外葉墻應力云圖Fig.6 The stress cloud diagram of XQ-3 outer wall

在抗震數(shù)值模擬中采用如下接觸和邊界條件:鋼絲網(wǎng)架內嵌于模型內部,內外葉墻板與夾心板、底部支座與模型之間定義綁定接觸,下分配梁表面與參考點RP2耦合并進行固定約束,上分配梁頂部與參考點RP1耦合如圖7(a)所示,在試件頂部豎向施加恒載和側面水平方向施加平面內的低周往復荷載,加載制度如圖7(b)所示。

圖7 有限元模型的邊界條件與加載制度Fig.7 The boundary conditions and loading systems of FEM models

2 擬靜力試驗結果分析

2.1 滯回曲線

滯回曲線是結構在反復作用下的荷載-位移曲線,是評價結構在受力過程中的變形能力、剛度退化及耗能能力的依據(jù)。從數(shù)值模擬中得到的墻板在水平往復荷載作用下的滯回曲線如圖8所示。由圖可知,試件XQ-3的滯回曲線較為飽滿,相比之下,試件XQ-1和試件XQ-2的滯回曲線則表現(xiàn)出更多的捏縮行為。

圖8 滯回曲線Fig.8 The hysteresis curves

混凝土和鋼絲網(wǎng)架的應力云圖如圖9、圖10所示。由圖可知,試件內葉墻的應力大于外葉墻,且內葉墻中心位置處的應力最大,這是因為內葉墻的厚度大于外葉墻,相同位移荷載作用下,內葉墻所承擔的應力要遠大于外葉墻。圖10鋼絲網(wǎng)架的應力云圖與圖9表現(xiàn)一致,說明內嵌式接觸能夠保證內外葉墻板與鋼絲網(wǎng)架之間良好的協(xié)同作用。

圖9 混凝土應力云圖Fig.9 The stress cloud map of concrete

圖10 鋼絲網(wǎng)架應力云圖Fig.10 The stress cloud map of wire-mesh frame

2.2 骨架曲線

延性是反應結構破壞前的塑性變形能力,是評價結構抗震性能好壞的重要性指標,通常用位移延性系數(shù)μ來表示。試驗所用的試件并非理想的彈塑性體,可以通過能量等效法確定骨架曲線的屈服位移。能量等效原理如圖11所示,將圖中1處面積與2處面積等同后得到一個梯形,利用梯形面積得到屈服位移Δy。F為屈服荷載,Δ為屈服位移,對應屈服位移的荷載即為屈服荷載見表4。

表4 承載力指標和位移延性系數(shù)Table 4 The load-bearing capacity indicators and displacement ductility coefficients

圖11 能量等效原理Fig.11 The principle of energy equivalence

試件的骨架曲線如圖12所示。由圖可知,試件XQ-3的極限承載力、初始剛度均大于試件XQ-1和試件XQ-2的對應值,這是由于試件XQ-3采用內外葉墻共同加載的方式,加強了內外葉墻板之間的協(xié)同性并增大了試件的受力面積。表4中試件XQ-2的屈服荷載比試件XQ-1提高36.02%,試件XQ-3的屈服荷載比試件XQ-2提高74.85%。相比于屈服荷載,試件XQ-3的極限位移最小,延性系數(shù)為2.42。說明試件XQ-3的剛度大,整體性好。試件XQ-2極限位移最大,延性系數(shù)為3.04,具有較好的延性。

圖12 骨架曲線Fig.12 The skeleton curves

2.3 剛度退化

試件剛度根據(jù)《建筑抗震試驗規(guī)程》(JGJ/T 101—2015)[16]中對結構構件的規(guī)定,采用割線剛度公式(1)計算,結果如圖13所示。

圖13 剛度曲線Fig.13 The stiffness curves

(1)

式中:Pi為某次循環(huán)荷載峰值;Δi為某次峰值荷載對應的位移。

與剛度退化具有同樣效應的強度退化也能反映出試件的承載力和變形能力變化。根據(jù)規(guī)范按照式(2)計算強度退化系數(shù),結果如圖14所示。

圖14 強度退化Fig.14 The strength degradation

(2)

由圖13和圖14可以看出,試件的剛度在初始加載時最大,當試件發(fā)生開裂此時剛度急劇下降,隨著荷載的增大剛度下降趨于平緩。試件XQ-3的剛度最大,試件XQ-2和試件XQ-1依次減小,表明試件XQ-3的整體性能好,鋼絲網(wǎng)架能夠保證內外葉墻之間具有良好的協(xié)同作用。

2.4 耗能能力

根據(jù)《建筑抗震試驗規(guī)程》(JGJ/T101—2015)[16]采用荷載-變形滯回曲線所包圍的面積(見圖15)來評估試件的耗能能力。采用耗能系數(shù)E或者等效黏滯阻尼系數(shù)ζeq表示,依據(jù)式(3)和式(4)計算,黏滯阻尼系數(shù)計算結果見表6。

圖15 系數(shù)計算示意圖Fig.15 The diagram of coefficient calculation

(3)

ζeq=E/(2π).

(4)

式中:S(ABC+CDA)為圖15中滯回曲線所圍成的面積;S(CBE+ODF)為圖15中△CBE和△ODF面積之和。

從表5中按照第一圈滯回環(huán)計算得到的等效黏滯阻尼系數(shù)來看,試件XQ-3和試件XQ-2的等效黏滯阻尼系數(shù)大致相同,說明這兩種夾心墻板在抵御地震的表現(xiàn)上相似。試件XQ-1的等效黏滯阻尼系數(shù)最小,比試件XQ-2的等效黏滯阻尼系數(shù)低27%,比試件XQ-3的等效黏滯阻尼系數(shù)低29%,說明試件XQ-1抵御地震作用的能力最差。這是因為試件XQ-1與試件XQ-2及試件XQ-3相比,只有內葉墻承擔水平荷載,受力面積小,所以,在相同位移荷載作用下吸收的能量少。從積分面積上看,試件XQ-3的能量是試件XQ-1的能量的3.2倍,試件XQ-2的能量是試件XQ-1的能量的1.85倍,試件XQ-3及試件XQ-2能夠吸收更多的地震能量。

表5 試件耗能指標Table 5 The energy consumption indicators for test pieces

3 參數(shù)擴展分析

為了探究預制混凝土鋼絲網(wǎng)架夾心墻板抗震影響因素,筆者以試件XQ-3為研究對象。試件XQ-3是夾心墻板的內外葉墻板通過圈梁連接來承受豎向荷載和面內水平荷載,與現(xiàn)階段預制構件中承重墻的邊界約束最為接近。筆者以斜插絲強度、鋼筋直徑、混凝土強度作為試驗變量,探究試驗變量對預制混凝土鋼絲網(wǎng)架夾心墻板抗震性能的影響,結果如圖16所示。

圖16 試件滯回曲線Fig.16 The hysteresis curves of specimens

由圖16可知,各試件的滯回曲線表現(xiàn)較為飽滿,試件的滯回環(huán)在承載力達到峰值荷載前呈梭形,達到峰值荷載后表現(xiàn)出一定的捏縮現(xiàn)象,但試件在地震時具有較好的吸收地震能量的能力。圖16(a)中,由于夾心墻板中的斜插絲沿墻板高度等間距布置,通過數(shù)值模擬結果來看,鋼絲直徑增加對其抵抗水平往復荷載的能力貢獻不大。圖16(b)中顯示,鋼絲網(wǎng)架上的鋼絲強度從300 MPa增加至500 MPa(試件XQ3-4～XQ3-7)時,試件滯回曲線變化不明顯。這是因為鋼筋上的荷載是由鋼筋與混凝土之間的粘結作用傳遞的,當試件在荷載作用下發(fā)生一定量的變形時,鋼筋與混凝土之間會產(chǎn)生裂縫導致粘結作用降低,無法完全發(fā)揮鋼絲的作用。因此,鋼絲強度并不會對試件的物理力學性能產(chǎn)生較大影響,在實際工程應用中的鋼筋應按照相關規(guī)范進行選取。圖16(c)中,混凝土強度由C30增加至C45(試件XQ3-8～XQ3-11)時,試件滯回曲線在極限承載力、剛度等力學指標上有顯著提高,其中試件XQ3-11的滯回曲線面積最大,說明耗散地震能量的能力最強。綜上,混凝土強度對試件的抗震性能影響較大,鋼筋直徑和強度對墻體的抗震性能未產(chǎn)生明顯影響。極限承載力、位移延性系數(shù)及等效黏滯阻尼系數(shù)結果如表6所示。

表6 極限承載力與位移延性系數(shù)Table 6 The ultimate capacities and displacement ductility coefficients

由表6可知,斜插絲直徑由3.5 mm增至5 mm,各試件的極限承載力增長1.77%。等效黏滯阻尼系數(shù)為0.23,說明通過增大斜插絲直徑未能對墻板的承載力和延性產(chǎn)生明顯的影響。鋼絲強度從300 MPa增加至500 MPa時,試件的極限承載力提高了7.7%,位移延性系數(shù)提高了15.3%,等效黏滯阻尼系數(shù)有降低趨勢,說明通過提高鋼絲強度可以提高試件的極限承載力和位移延性。試件XQ3-8～試件XQ3-11的混凝土強度由C30增加至C45,試件的極限承載力提高了20%,位移延性系數(shù)降低了35%,等效黏滯阻尼系數(shù)提高了43.8%,說明增大混凝土強度等級能夠提高墻板的極限承載力和等效黏滯阻尼系數(shù),但也會使其延性有所降低。

4 結 論

(1)試件XQ-3的滯回曲線最為飽滿,初始剛度和極限承載力均大于試件XQ-1和試件XQ-2的對應值;采用內外葉墻板共同受力的方式能夠提高墻板的整體性,表現(xiàn)出良好的抗震能力。

(2)斜插絲直徑由3.5 mm增至5 mm時,墻板試件極限承載力和變形能力未見明顯影響。

(3)鋼絲強度由300 MPa增至500 MPa,可以大幅度提高試件的延性,提高幅度達15.3%,且試件極限承載力也有所增加。

(4)采用高強度混凝土能夠有效提高試件的極限承載力,但試件的延性也會大幅度降低,因此,建議在實際工程應用時內外葉墻可選用C20～C35之間的細石混凝土。

(5)對于預制混凝土鋼絲網(wǎng)架夾心墻板在平面外低周往復荷載作用下的力學性能及破壞模式,以及影響鋼絲網(wǎng)架夾心墻板組合性能的因素等方面還需要進一步研究。