核電站雙鋼板混凝土剪力墻抗剪強度研究

熊峰 何濤 周寧

摘要：以核電站屏蔽廠房剪力墻為原型，對含栓釘和加勁肋的雙鋼板混凝土組合剪力墻進行低周往復加載抗剪試驗研究.試件包含3個1︰4縮尺模型，變化參數(shù)為栓釘間距與加勁肋，分析了試件的破壞特征、承載力以及耗能情況.試驗研究發(fā)現(xiàn)：組合墻體整體受力性能良好，具有較強的抗剪性能.通過設置加勁肋，能有效提高墻體承載能力、剛度和延性.在試驗基礎上進行了有限元數(shù)值模擬與參數(shù)研究，研究了混凝土強度、鋼板厚度、軸壓力和加勁肋設置對抗剪強度的影響程度，并初步建立了核電站雙鋼板剪力墻抗剪強度計算公式，為核電安全殼設計理論的建立打下了基礎.

關鍵詞：雙鋼板混凝土剪力墻；栓釘間距；擬靜力試驗；有限元分析；抗剪強度

中圖分類號：TU398.9文獻標識碼：A

核能作為經(jīng)濟、清潔的能源，在我國有著廣闊的發(fā)展空間.屏蔽廠房作為核電站的最后一道安全保障，在防止核泄漏、飛機撞擊、地震等災害時有著非常重要的作用.雙鋼板混凝土組合剪力墻以其良好的防撞擊性能、耗能能力以及方便模塊化施工的優(yōu)點在核電站屏蔽廠房中得到了應用.目前我國部分在建和擬建的核電站采用了雙層鋼板內(nèi)填混凝土的組合剪力墻體作為屏蔽廠房安全殼[1].

雙鋼板混凝土組合剪力墻近年來在高層建筑中的應用也很廣泛，國內(nèi)外專家學者對此做了相關的試驗研究.Wright等[2-3]對雙面壓型鋼板混凝土剪力墻的受力性能進行了低周往復加載試驗，并和數(shù)值模擬結果進行了對比，提出了相應的設計方法.羅永峰[4]等在試驗基礎上建立了雙鋼板的多組有限元模型，分析了影響墻體承載力的因素.聶建國等[5-6]對雙鋼板內(nèi)填高強混凝土的剪力墻試件進行了試驗，研究表明，該墻體具有良好的耗能能力和變形能力，適用于超高層建筑，并建立了相應的雙鋼板剪力墻壓彎承載力的簡化公式.但大多數(shù)雙鋼板剪力墻的研究都是針對民用建筑，其構造與核電站雙鋼板剪力墻有明顯的差別，例如高層雙鋼板剪力墻一般設有邊緣構件，因此具有較強的抗剪能力.而核電站雙鋼板剪力墻不僅沒有邊緣構件，而且通常鋼板內(nèi)也不配受力鋼筋.目前針對核電站雙鋼板剪力墻的研究很少，特別是抗剪性能試驗非常缺乏，至今沒有抗剪強度計算公式，給核電安全殼設計帶來了障礙[7].

本文以AP1000核電站安全殼的雙鋼板混凝土結構為原型，完成了3個雙鋼板混凝土剪力墻試件的低周往復加載試驗，研究了栓釘間距和設置加勁肋對雙鋼板混凝土剪力墻抗剪強度的影響.得到墻體的破壞特征、滯回曲線和骨架曲線，分析了墻體的延性、耗能能力、剛度等，并結合有限元數(shù)值模擬初步提出了核電站雙鋼板剪力墻抗剪承載力的簡化計算公式.

1試驗概況

1.1試件設計

本次試驗為核電站雙鋼板混凝土剪力墻（如圖1所示）構件受剪性能的初步試驗，主要研究此種構件在與核電站相應的軸壓力作用下的剪切破壞特性.后期試驗將更詳細地研究其在核安全殼中的性能.本文將先對安全殼進行受力分析，在此基礎上設計試驗試件以模擬在結構中的受力性能.試件取安全殼底部局部部位，采用1/4縮尺模型，墻體高1 600 mm，墻體厚225 mm，鋼板厚3 mm.鋼板采用Q235，混凝土為C60，栓釘為HPB235.模型墻錨固于350 mm×500 mm的基礎梁中，基礎梁箍筋采用Φ8mm，縱筋采用Φ18mm.

為考察栓釘間距與豎向加勁肋對墻體抗剪強度的影響，3個試件設置了不同的栓釘間距和加勁肋，均設置間距為240 mm的支撐槽鋼，加勁肋采用50 mm×3 mm鋼條垂直鋼板焊接，栓釘和加勁肋的間距與鋼板厚度的比值為距厚比.其參數(shù)見表1，試驗構件構造如圖2所示.

1.2材性試驗

墻體混凝土設計強度等級為C60，試件澆筑時，同條件制作養(yǎng)護了3組9個標準立方體試塊，測得的混凝土立方抗壓強度fcu平均值分別為61.0 MPa， 63.7 MPa和66.3 MPa.鋼板、栓釘依照《金屬材料室溫拉伸試驗方法》（GB/T 228—2002）測得其屈服強度fy分別為255 MPa， 495 MPa；抗拉強度fu分別為395 MPa， 595 MPa.

1.3試驗裝置及加載制度

本次試驗采用豎向荷載恒定、水平往復加載的方式.基礎梁通過地錨螺栓錨固于試驗臺，兩側鋼板錨入地基梁，并用對拉鋼筋連接，與地基梁一同澆

筑.加載梁和墻通過加載梁下翼緣和墻頂預埋板螺栓連接，用以連接水平作動器，施加水平荷載；豎向荷載由豎向作動器施加在位于加載梁上面的分配梁上，并在分配梁與加載梁之間放置滾軸，以保證墻體在水平往復中正常移動.試驗加載裝置如圖3所示.豎向荷載根據(jù)墻體在結構中的實際受力取為150 kN.水平荷載的施加采用荷載和位移共同控制，試件屈服前由荷載控制，每次加載取試件預計極限荷載的1/5～1/10，加載初期取20 kN循環(huán)一次，逐級增加，后期取40 kN循環(huán)一次，直至試件屈服.試件屈服后由位移控制，施加位移取試件屈服位移Δy的倍數(shù)，每級取1～3倍屈服位移，逐級加載，直至墻體完全破壞或承載力降到0.85倍極限荷載時試驗結束.

1.4測點布置及量測方案

試驗量測內(nèi)容有豎向荷載以及水平往復荷載，試件的水平位移，鋼板和混凝土的應變等.位移采用試件頂部和底部放置的激光位移計進行測量，鋼板應變片在墻體兩側表面對稱布置，每側鋼板布置10個測點，如圖4所示.混凝土應變采用內(nèi)埋式電阻應變計，測點位置與鋼板測點對應.

2試驗過程及現(xiàn)象

本次試驗中各試件的破壞過程基本相似，試件W1和W2均在第13次水平循環(huán)加載時宣告破壞，其極限荷載分別為260 kN和250 kN.試件W3最終破壞時的水平循環(huán)加載次數(shù)為15次，極限荷載為360 kN.試件的最終破壞特征如圖5所示.破壞模式均為墻底部與基礎梁交界處混凝土開裂引起，由于鋼板在混凝土表面，未見有斜裂縫產(chǎn)生.破壞時底部鋼板局部有鼓屈，但未拔出.

試件破壞經(jīng)歷4個階段：彈性階段，墻體基本保持完好，力位移曲線大致呈線性變化，基本無殘余變形；開裂階段，當各試件荷載達到80 kN， 80 kN和120 kN（各占相應峰值的31%， 30%和33%）時，墻體在與基礎梁交界處首先出現(xiàn)細小的水平裂縫，隨著水平荷載逐級加大，裂縫逐漸變寬并貫通，可以看出栓釘間距對改善混凝土開裂效果并不明顯，而設置加勁肋能較明顯地提高試件底部的開裂荷載；屈服階段，此階段由荷載位移曲線從明顯轉折點一直持續(xù)到峰值點，裂縫展開明顯，試件W1，W2與W3分別在220 kN，240 kN與285 kN的荷載下在腳部發(fā)生鋼板局部屈曲；破壞階段，當墻體達到極限荷載時，墻體變形急劇增大，裂縫發(fā)展變快，隨著荷載往復循環(huán)，墻和基梁交界處裂縫寬度和深度繼續(xù)增大，基礎梁混凝土局部擠碎，基礎中受拉側鋼板出現(xiàn)滑移并伴隨“啪啪”的響聲，各試件水平荷載低于峰值的85%，試件破壞.可以看出，墻體破壞是由墻體底部與基礎梁交界部位引起，說明此處錨固不足，可能降低了墻體的承載力.設置加勁肋對墻體各方面性能提升明顯，承載力提高了近50%.

3試驗結果及分析

3.1滯回曲線和骨架曲線

各試件的頂點水平荷載滯回曲線如圖6所示.

可以看出在彈性階段，滯回曲線近似為一條直線，斜率較大，基本沒有殘余變形.在開裂階段，滯回環(huán)面積逐漸增大，試件開始耗能，滯回曲線的斜率逐漸減小，出現(xiàn)一定的殘余變形.屈服階段，滯回曲線呈S形發(fā)展趨勢，在原點附近出現(xiàn)捏攏，滯回環(huán)面積繼續(xù)增大，試件耗能增強，殘余變形較大.極限階段，滯回曲線呈反S形發(fā)展趨勢，此時滯回環(huán)面積最大，試件呈現(xiàn)出一定的滑移，滯回曲線斜率繼續(xù)降低.破壞階段，滯回曲線呈Z形發(fā)展趨勢，試件出現(xiàn)大量的滑移，承載能力逐漸減小，呈現(xiàn)出良好的延性和耗能能力.從圖6得出在同一荷載作用下，試件W3的滯回曲線斜率和滯回環(huán)面積最大，表明墻體設置加勁肋后剛度增大，墻體耗能能力增強.試件W2的曲線斜率較W1大，極限變形也較大，表明減小栓釘間距對墻體剛度和耗能能力有所加強.

各試件的頂點水平荷載位移骨架曲線如圖7所示，在彈性階段，3個試件骨架曲線斜率相近，而彈塑性階段試件W3較試件W1和W2大，且試件W3彈塑性階段更長，表明設置加勁肋能有效提高墻體的承載能力、剛度和延性.在彈塑性階段試件W2的骨架曲線斜率大于W1，且在破壞階段骨架曲線較W1平緩，表明試件W2延性比W1好.

3.2承載能力與耗能

各試件的特征荷載、對應的水平位移、耗能能力以及延性系數(shù)見表2.各試件剛度退化曲線如圖8所示.其中，開裂荷載取試件第一條裂縫出現(xiàn)時對應的荷載值，極限荷載取試件在加載過程中的最大荷載值，屈服荷載取底部鋼板應變達到屈服應變時的荷載值.破壞荷載取試件破壞時或承載能力低于0.85倍極限荷載時對應的荷載值.本文采用文獻[7]中所取方法來確定延性系數(shù)μ，以評估試件延性性能.采用功比指數(shù)[8]來評價試件耗能能力.

分析表2以及圖8可知：

1）承載力對比表明：試件W1和W2的極限荷載與破壞荷載相近，栓釘間距對構件承載能力基本無影響，但是栓釘間距減小能增強鋼板和混凝土的連接，防止鋼板局部屈曲.試件W3的極限荷載和破壞荷載均較試件W1和W2提高了50%，表明試件W3中設置加勁肋并將其延伸到基礎的構造增強了墻體和基礎的連接，提高了墻體的承載能力和耗能能力.

2）延性系數(shù)：各試件延性系數(shù)均大于4，表明雙鋼板混凝土剪力墻具有良好的延性性能.試件W2較W1提高38%，W3較W1提高66%，表明減小栓釘間距對墻體延性有一定增強，而設置加勁肋對提高墻體延性則有重要作用.

3）耗能能力：試件W1和W2的功比指數(shù)相同，表明栓釘間距對墻體耗能能力影響很??；試件W3的功比指數(shù)比試件W1和W2均高87.9%，表明設置加勁肋有利于提高墻體的耗能能力，增強墻體的抗震性能.

4）試件剛度退化曲線表明：除去試件初期加載出現(xiàn)的剛度略微跳躍現(xiàn)象，各試件剛度下降大致分為3段，快速下降段、次降速段和緩慢降速段，降幅分別約為62%，20%和8%.試件W3各個階段的剛度明顯大于試件W1和W2，裂縫發(fā)展初期剛度退化速度略小于W1和W2，后期稍有增大，表明設置加勁肋后，墻體剛度明顯增大.試件W1和W2剛度大小及退化速率接近，表明栓釘間距對墻體剛度影響不大.

3片鋼板混凝土剪力墻的低周水平往復加載試驗顯示：雙鋼板混凝土剪力墻具有良好的承載力、延性、耗能能力和剛度，兩側鋼板和混凝土相互約束，使得墻體受力性能良好，整體性較強.栓釘間距影響鋼板和混凝土之間的連接，減小栓釘間距能較好地防止鋼板面外局部屈曲，但對承載力提高有限.通過設置加勁肋的構造措施，能有效提高墻體的承載能力、剛度和延性，增大墻體的耗能能力，對墻體抗震性能有重要影響.墻體底部是墻體的主要破壞部位，應加強墻體底部的連接構造.

4雙鋼板混凝土剪力墻非線性有限元分析

4.1ABAQUS模型建立

為進一步研究雙鋼板剪力墻的抗剪性能，擴充試驗范圍，本文采用通用有限元計算軟件ABAQUS進行了數(shù)值分析.混凝土、鋼板、加勁肋和栓釘采用C3D8R單元，即八結點線性六面體單元；鋼筋采用T3D2單元，即兩結點線性三維桁架單元.水平荷載的施加采用力和位移共同控制，過程與試驗同步.基礎底面采用完全固定的方式.墻體邊界條件及加載形式如圖9所示.

根據(jù)試驗數(shù)據(jù)賦予模型截面特征和材料屬性，混凝土本構采用塑性損傷模型，混凝土的抗拉和抗壓應力應變曲線及混凝土抗拉和抗壓損傷因子根據(jù)文獻[9]取值.其中混凝土單軸抗壓強度代表值取混凝土試塊28 d立方體抗壓強度的標準值，單軸抗拉強度代表值取抗壓強度標準值的1/10，彈性模量取3.6×104 N/mm2，泊松比取0.2.鋼材和鋼筋本構采用雙折線模型，鋼材彈性模量取2.06×105 N/mm2，泊松比取0.3；鋼筋彈性模量取2.1×105 N/mm2，泊松比取0.3.

為模擬鋼板、栓釘與混凝土的共同工作，將栓釘嵌入到鋼板和混凝土中，鋼板和混凝土間采用罰摩擦；墻體混凝土與基礎梁采用共節(jié)點連接，兩側鋼板嵌入到基礎梁中.在距墻頂0.005 m處創(chuàng)建加載點，并將加載點與墻頂表面耦合，用來施加水平荷載.基礎梁、基礎梁鋼筋及墻體混凝土網(wǎng)格單元都取0.04 m，兩側鋼板網(wǎng)格單元取0.02 m，栓釘網(wǎng)格單元取0.01 m.

4.2有限元計算結果與試驗結果對比

通過以上建模所得的剪力墻有限元模型，破壞均由混凝土受拉側達到最大拉應力引起，墻體達到極限承載力時受壓側混凝土未出現(xiàn)壓碎，圖10所示為試件W3破壞時的應力圖，有限元模擬的破壞過程和試驗結果比較吻合.

3個試件的有限元與試驗骨架曲線對比如圖11所示，曲線發(fā)展趨勢相似，極限承載能力相近，但是屈服后位移相差較大，試驗值大于有限元值.原因可能是試件基礎與地槽錨固強度有限，在加載過程中試件會產(chǎn)生整體轉動，且試件實際因為底部鋼板局部屈服，混凝土受拉裂縫增大而破壞，以至于鋼板在基礎梁中出現(xiàn)滑移，墻體部分產(chǎn)生繞墻體受壓側角部的轉動，對試件水平位移影響較大.由于有限元模型很難模擬這種大變形，導致試驗位移與有限元位移相差較大.

表3顯示了承載能力、延性系數(shù)的計算值與試驗值的對比.可以看出極限承載力有限元值和試驗值比值分別為1.02，1.12和1.01，兩者吻合較好；耗能能力的功比指數(shù)試驗值和有限元值也基本吻合，延性系數(shù)試驗值與有限元值相差15%左右.

4.3極限抗剪承載力影響參數(shù)分析

為了考察影響雙鋼板剪力墻抗剪強度的因素，改變部分參數(shù)建立了W4～W13共計10個有限元模型，進行了參數(shù)分析，計算結果如表4與圖12所示.

分析表4可知：

1）鋼板厚度：W4比試件W1配鋼率降低50%，而極限承載力同比減少12.82%；試件W5配鋼率比W1增加50%，而極限承載力同比增加9.85%.增大墻體鋼板厚度對墻體強度有一定的提高，但是增長幅度較小，這可能與核電站鋼板剪力墻兩邊未設置充分約束以至不能充分發(fā)揮鋼板的作用有關.

2）混凝土強度：雙鋼板剪力墻承載力隨混凝土強度增加而增大，但是增加幅度較小，試件混凝土強度由C40提高到C50，極限承載力增加了4.33%；由C50提高到C60，極限承載力增加了9.54%.

3）軸壓力分析：在試件W1基礎上改變軸壓比，取軸壓力為100 kN，200 kN，編號為W8，W9.可以看出承載力隨軸向力改變的幅度約為3%，軸壓力對抗剪承載力的影響十分有限.

4）加勁肋分析：在試件W3基礎上改變加勁肋含量（分別為30×3@120，80×3@120，50×3@60）對墻體進行有限元計算，編號為W10，W11，W12.W10加勁肋含量比W3減少66.7%，而極限承載力同比減少9%；試件W11加勁肋含量比W3增加60%，而極限承載力同比增加12.09%；試件W12加勁肋含量比W11增加25%，而極限承載力同比增加7.67%.可見抗剪承載力隨加勁肋含量增加而提高，且提高幅度較大，增加加勁肋間距比增加加勁肋尺寸能更好地提高墻體抗剪承載力.

計算結果顯示：有限元分析能較好地模擬試件的破壞，所得試件承載力、骨架曲線均與試驗結果基本吻合.試件承載能力受配鋼率影響較大，混凝土次之，軸壓力最小，加勁肋含量對試件的承載能力、延性等影響較大.

5雙鋼板混凝土剪力墻抗剪承載力公式擬合

用于核電站安全殼中的雙鋼板混凝土剪力墻主要承受軸力、剪力和彎矩.但目前還沒有抗剪承載力計算公式，設計時主要參考建筑結構中的鋼筋混凝土剪力墻.如參考《高層建筑混凝土結構技術規(guī)程》采用有地震作用下偏心受壓剪力墻斜截面受剪承載力計算公式（見式（1））[10]，計算本次試驗的雙鋼板混凝土剪力墻試件斜截面抗剪承載力約為1 100 kN，約為試驗值的4倍.其原因可能由于墻體混凝土太厚，其中沒有鋼筋約束，而外層鋼板約束有限，因此受拉時混凝土極易開裂，造成抗剪強度較低.試驗破壞模式也顯示了與鋼筋混凝土剪力墻的破壞有較大差別.因此雙鋼板混凝土剪力墻抗剪承載力不宜直接采用公式（1）進行計算.

V≤1γRE1λ-0.5（0.4ftbwhw0+0.1NAwA）+

0.8fyhAshshw0.（1）

分析核電站剪力墻模型可以看出，影響抗剪強度的因素包括：混凝土強度、鋼板配置量、軸向荷載以及加勁肋.混凝土在抗剪過程中充分受力，而鋼板不能充分發(fā)揮承載力.采用SPSS統(tǒng)計分析軟件，仍然利用式（1）形式，增加加勁肋承載力項，將試驗結果和有限元結果通過最小二乘法回歸擬合，得到混凝土、軸向荷載、鋼板以及加勁肋的分項承載力系數(shù)分別為0.61，0.12，0.06以及0.2.得到適合核電站雙鋼板混凝土剪力墻的斜截面抗剪承載能力計算公式如下：

V≤1γRE1λ-0.5（0.61ftbwhw0+0.12NAwA）+

0.06fyhAshHhw0+0.2fysAst.（2）

式中：γRE為承載力抗震調整系數(shù)；ft為混凝土抗拉強度；Ast為加勁肋截面面積；A為墻體的全截面面積；H為墻體高度；Aw為墻體腹板面積，矩形截面取墻體全截面面積；N為剪力墻軸向壓力設計值，當N大于0.2fcbwhw時，應取0.2fcbwhw；fyh為鋼板抗拉強度設計值；Ash為同一水平截面內(nèi)鋼板全截面面積；bw為墻肢腹板截面寬度，對矩形截面，取墻體寬度；hw0為墻肢腹板截面有效寬度，矩形截面時取墻體截面有效寬度；fys為墻中加勁肋抗拉強度設計值；λ為計算截面的剪跨比，當λ小于1.5時取1.5，大于2.2時取2.2，當計算截面與墻底之間的距離小于0.5hw0時，應按距離墻底0.5hw0處的彎矩值與剪力值計算.

由公式（2）計算的墻體斜截面抗剪承載力與試驗結果和有限元結果對比如表5所示.由表5可以看出墻體的斜截面抗剪承載力的計算值與試驗結果

6結論

本文從試驗和有限元分析2方面對雙鋼板混凝土剪力墻進行抗剪強度研究，得到以下結論：

1）雙鋼板混凝土剪力墻具有良好的承載力、延性、耗能能力及抗側剛度.由于模型鋼板較薄，對混凝土約束有限，使得墻體的承載力增加有限.

3）栓釘間距影響鋼板和混凝土之間的連接，能防止鋼板面外局部屈曲，但對剪力墻承載力影響不大.通過設置加勁肋的構造措施，可以有效提高墻體的承載力與延性性能，但對延緩墻體裂縫出現(xiàn)影響不大.

4）雙鋼板混凝土剪力墻有限元分析結果與試驗結果基本吻合，參數(shù)分析顯示：混凝土強度、鋼板厚度、軸向力、加勁肋構造影響剪力墻抗剪強度，其中加勁肋影響最大.

5）核電站雙鋼板混凝土剪力墻的受力特點和破壞機理與鋼筋混凝土剪力墻差別較大，不宜直接應用鋼筋混凝土剪力墻斜截面抗剪承載力計算公式.本文根據(jù)試驗與數(shù)值計算結果，通過擬合分析，調整各項系數(shù)，提出了適合雙鋼板混凝土剪力墻斜截面抗剪承載力公式.

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