试件由上部预制混凝土墙体、水平缝钢制连接区域和下部基础梁3部分组成,如图1所示。水平缝钢制连接区域设置在剪力墙结构易受损的底部区域,设计时适当削弱该区域的抗剪强度,让其在结构中以“薄弱区”存在。将该装配式剪力墙的变形和损伤集中在连接区域,并利用该区域中变形优良的耗能钢构件进行耗能,保证上部预制混凝土墙体不发生损伤破坏。在震后通过更换连接区域受损的钢构件便可实现其可修复的功能。

水平缝钢制连接区域由受拉钢板、剪切板、承压垫梁和连接角钢等组成。承受荷载时,承压垫梁承受上部结构传递的轴向荷载; 受拉钢板底端设有长条形螺栓孔,墙端受压时螺栓沿开槽方向滑动释放压力,不考虑受拉钢板受压,受拉时其通过螺栓与螺栓孔挤压产生抵抗拉力,并与承压垫梁在另一端部承受的压力形成一对力偶,以抵抗构件截面弯矩,同时受拉钢板开孔形成数条高宽比较大的长条形钢柱,受拉变形及耗能能力良好; 剪切板则主要用来承受连接区域的剪力,其中开有竖缝,可将剪切板的剪切变形转换成缝间小钢柱的弯曲变形,可提高墙体的抗剪变形能力。

图1 RPW-HSC试件构造示意图
Fig.1 Schematic diagram of the specimen RPW-HSC

本文选取余勇胜(2022)研究中的试验,设计并制作1片RPW-HSC试件,墙体截面长1 000 mm、宽120 mm、高1 000 mm,墙内边缘暗柱宽度为150 mm,该剪力墙高宽比λ=1。各试件的配筋及细部尺寸如图2、3所示。试验所用的钢材型号均为Q235,钢筋型号为HRB400,混凝土强度等级为C40,材料都为同一批次。

图2 RPW-HSC试件的几何尺寸及配筋
Fig.2 Geometric dimensions and reinforcement of the specimen RPW-HSC

图3 RPW-HSC试件钢构件详图
Fig.3 Detail of steel members of RPW-HSC

本文采用ABAQUS软件建立RPW-HSC试件有限元模型,加载制度与试验保持一致。钢筋采用T3D2桁架单元,开竖缝的剪切板采用S4R壳单元,混凝土剪力墙和其余连接构件则用C3D8R实体单元,有限元模型及网格划分如图4a所示。在剪力墙建立一参考点耦合顶部平面用以施加轴力,如图4a所示的RP1点; 将上部加载梁左面耦合在另一参考点施加水平位移荷载,如图4a所示的RP2点,加载级数为屈服位移的整数倍,具体的加载制度如图4b所示。

图4 试件有限元模型(a)及其加载制度示意(b)
Fig.4 Finite element model of the specimen(a)and schematic diagram of the loading scheme(b)

一共设置5个分析步,前三步是对螺栓施加预紧力,后两步分别施加竖向轴压力和水平力,采用ABAQUS结构化网格技术将试件划分为规则六面体,钢筋采用Truss单元分割。为了使模型更容易计算和收敛,在不影响计算结果的情况下,本次建模忽略了基础梁和中间连接角钢。

钢筋采用双折线流动模型本构,弹性模量E_s取2.0×10⁵ MPa、屈服强度f_y取297 MPa、极限强度f_u取437 MPa,钢材强化段的刚度取0.01E_s。钢材选用二次塑流模型本构,并参考周天华等(2014)研究的应力三轴度损伤准则的本构关系考虑损伤退化的情况。混凝土采用软件自带的混凝土塑性损伤模型,参考美国《混凝土结构设计规范》(ACI 318M-05)的规定,混凝土的弹性模量取4 730,泊松比取0.2,混凝土的拉压本构使用Attard和Setunge(1996)、沈聚敏等(1993)研究中的本构模型。

图7a为不同剪切板厚度对试件的抗剪承载力影响。从图中可以看出,随着剪切板厚度的增加,试件的峰值抗剪承载力逐渐提升,但延性却逐渐变差; 当剪切板厚度大于10 mm时,试件的破坏不再集中在水平缝钢制区域,而是上部预制墙体发生了剪切破坏,这表明当剪切板厚度大于10 mm后,水平缝钢制区域不再是该结构的薄弱区,此时连接区域的抗剪承载力强于上部预制剪力墙结构。故为了将损伤和变形集中在水平缝钢制区域,从而达到震后结构的可修复功能,需在设计时保证剪切板的厚度不大于10 mm(表2)。

图7 剪切板厚度(a)、开缝处小钢柱高度(b)、小钢柱宽度(c)、剪切板钢材强度(d)及 轴压比(e)对试件的抗剪承载力影响
Fig.7 Effect of shearing plate thickness(a),small steel-column height(b),small steel-column width(c),shearing plate steel strength(d),and axial compression(e)on shear-resistance bearing capacity[JZ)]

图7b为剪切板开缝处小钢柱高度对试件的抗剪承载力影响。从图中可以看出,在保证开缝处的小钢柱宽度为20 mm不变的情况下,随着小钢柱高度的增加,试件的延性逐渐提高,初始刚度和峰值抗剪承载力却不断减小。但当高度小于60 mm,即小钢柱高宽比小于3时,此时由于高宽比较小,不再发生弯曲变形,剪切板的抗剪承载力有较大提高,试件的最终破坏发生在上部预制剪力墙体上。故为了保证试件的损伤可控,设计时应确保剪切板开缝处的小钢柱高宽比不小于3(表2)。

图7c为剪切板开缝处小钢柱宽度对试件的抗剪承载力影响。从图中可以看出,在保证小钢柱高度60 mm不变的情况下,随着小钢柱宽度增加,试件的刚度和承载力有显著提升,但延性逐渐减小。小钢柱宽度大于20 mm时,即小钢柱高宽比小于3时,试件的破坏同样由上部混凝土剪力墙剪切破坏导致,因此在设计时应保证开缝处小钢柱的高宽比不小于3(表2)。

从图7d剪切板钢材强度对试件的抗剪承载力影响可以看出,随着钢材强度的提高,试件的刚度和承载力都有显著的提升,延性则逐渐降低,这是由于随着剪切板强度的提高,剪切板的抗剪承载力也随之增大,当钢板强度高于Q235时,上部预制剪力墙的抗剪承载力弱于水平缝钢制连接区,故其先于连接区发生破坏,且上部预制混凝土墙体破坏后无法修复。因此为保证试件的震后可恢复性能,设计时应保证剪切板的强度不高于Q235(表2)。

图7e为轴压比对试件抗剪承载力的影响。从图中可以看出,随着轴压比的增加,试件的刚度和抗剪承载力也随之提升,延性却在降低,当轴压比大于0.6时,抗剪承载力不再随轴压比的增加而增加; 且轴压比大于0.3时,试件的破坏由上部预制混凝土剪力墙体发生剪切破坏,导致试件无法进行修复,因此在设计时应保证试件轴压比不大于0.3(表2)。

表2 影响RPW-HSC试件性能参数的建议取值
Tab.2 Recommended values of the parametersthat impact RPW-HSC performance

试件上部墙体为一片普通钢筋混凝土剪力墙,计算公式可根据《高层建筑混凝土结构技术规程》(JGJ 3—2010)进行推导。

水平缝钢制连接区的抗剪承载能力由受拉钢板、内嵌U型板底面与受压垫梁之间摩擦力和剪切板3部分提供,如图8所示,图中V_end、V_con和V_f分别表示受拉钢板、剪切型连接板和摩擦力提供的抗剪承载办。

图8 水平缝钢制区域受力示意图
Fig.8 Schematic diagram of force transmissionon horizontal steel joint area

4.2.3 剪切板抗剪承载力

经过计算和参数分析得出,试件水平缝钢制连接区域的抗剪承载力主要由剪切板提供,因此在计算其提供的抗剪承载力时,在陈以一和蒋路(2010)提出的开缝钢板剪力墙的抗剪承载力基础上加一个修正系数,来计算开竖缝剪切型连接板的抗剪承载力,表示为:

式中:V'_con为一块开竖缝剪切板的极限抗剪承载力,其它符号含义同式(2)。

根据试验和参数分析,在试件的抗剪承载力计算公式的基础上,提出了剪切板修正系数的求解公式为:

式中:F_E为有限元计算得到的试件抗剪承载力,其它符号含义同上。

根据试验和有限元计算结果的对比分析结果,选取符合设计要求的有限元分析结果进行线性回归,回归得到η₀=1.36,回归结果如图9所示。

综上所述,试件的抗剪承载力设计公式为:

图9 修正系数回归图
Fig.9 Correction coefficient regression diagram

4.3 抗剪设计公式验证

为进一步验证试件抗剪承载力设计公式的准确性,对两次试验结果及各参数的有限元分析结果进行列举(表3),并将两次试验和各参数有限元分析得到的的抗剪承载力同采用式(6)计算的抗剪承载力进行对比分析。图 10为试件抗剪承载力设计计算值与试验和有限元得到的承载力比值,图中F_uc表示抗剪承载力计算值,F_E为试验或有限元的抗剪承载力。从图可以看出,除去一个离群点,其余误差均在10%以内,验证了式(6)设计的可靠性。

图 10 理论计算值和数值模拟计算值比值
Fig.10 Comparison of the results from theoretical calculation and the results from thenumerical simulation

表3 理论公式计算值与试验或有限元值
Tab.3 Calculated values from the theoretical formula and the values from the experiment or the finite element analysis