小跨高比連梁改進仿真研究

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1理論依據(jù)

試驗表明［6］，采用普通配筋方案的小跨高比連梁，無論是剪切型破壞還是彎曲型破壞，最終都由混凝土壓桿在端塊與連梁交接處的節(jié)點域受壓破壞控制．Paulay［7］采用沿對角線方向配置的鋼筋混凝土暗柱（含約束混凝土）抵抗斜壓桿在此處產(chǎn)生的壓應力，而分段封閉箍筋配筋方案則采用階梯形箍筋形成的約束混凝土斜壓桿抵抗壓應力．由小跨高比連梁主應力跡線圖可得出小跨高比連梁內(nèi)部還存在水平機制（圖1b）和豎向機制（圖1c）兩種傳力機制，跨高比越小水平機制和豎向機制分擔的剪力就越大，當連梁跨高比為3／4時，這兩種傳力機制承擔的剪力高達50％，對于較陡峭斜壓桿和較平坦斜壓桿，分段封閉箍筋配筋方案都能達到有效的抵抗效果．對于抵抗連梁內(nèi)部的對角拉力，Paulay方案利用對角暗柱中的4根縱筋來承擔，而分段封閉箍筋配筋方案利用縱筋和箍筋形成的合力來抵抗，并可抵抗所有的斜向拉應力．由此可知，Paulay方案施工不便但具有較優(yōu)的抗震性能，而分段封閉箍筋配筋方案施工簡便且抗震性能優(yōu)良．一般來說，保證鋼筋混凝土之間的良好黏結(jié)是必要的，但在某些情況下使鋼筋和混凝土無黏結(jié)反而能提高結(jié)構(gòu)的延性，例如Pandey等［8］提出了可以通過鋼筋與混凝土無黏結(jié)來提高混凝土橋墩抗震性能的觀點，并進行了試驗驗證．該試驗中，柱A－1和柱A－3參數(shù)相同，只是對柱A－3塑性鉸區(qū)進行無黏結(jié)處理，最后柱A－1發(fā)生的是沒有延性的剪切破壞，而柱A－3發(fā)生的是具有良好延性的受彎破壞，類似結(jié)論在其他一些研究中也得到了證實．混凝土在二軸拉壓應力狀態(tài)下的強度和剛度比單軸受拉（壓）應力狀態(tài)低很多，稱為混凝土受壓軟化．算例［2］表明，軟化系數(shù)可高達50％左右．根據(jù)分段封閉箍筋配筋方案的合理性，我們在梁墻交接處向梁內(nèi)延伸h／4的跨度內(nèi)，對縱向受力鋼筋采用無黏結(jié)形式，即在鋼筋的外部套上塑料套管阻止受力縱筋與混凝土的黏結(jié)，這就降低了混凝土的軟化系數(shù)，提高了混凝土的抗壓強度．混凝土抗壓強度的提高可以使三種抗剪機制中的混凝土壓桿的承載力提高，從而提高了連梁的抗剪承載力、延性和耗能性能．

2數(shù)值模擬分析

2．1結(jié)構(gòu)模型

為了對比分段封閉箍筋小跨高比連梁方案與改進方案的受力性能，模擬兩個剪壓比、配筋完全相同但連梁與剪力墻交界處縱筋有、無黏結(jié)的不同試件．試件的配筋情況如表1所示，連梁的尺寸為ln×b×h＝900mm×100mm×600mm，試件尺寸及連梁配筋如圖2所示．利用ANSYS分析時，主要有整體式和分離式兩種模型，本文采用分離式模型．混凝土單元采用Solid65，采用基于VonMises準則的多段非線性彈性應力應變關(guān)系建立本構(gòu)模型，破壞準則采用Willam－Warnke的五參數(shù)破壞準則［9］．其中，混凝土彈性模量為3．15×104MPa，立方體抗壓強度為40．2MPa，單軸抗壓強度為30．6MPa，單軸抗拉強度為2．2MPa，泊松比為0．2，裂縫間剪力張開和閉合系數(shù)分別為0．25和0．6．鋼筋單元采用Pipe20和Link8．Pipe20用于模擬連梁受力主筋；Link8用于模擬鋼筋混凝土結(jié)構(gòu)中的構(gòu)造鋼筋和箍筋；Solid45用于模擬加載型鋼和鋼墊塊．受力筋、構(gòu)造鋼筋和箍筋采用理想彈塑性模型，加載型鋼和鋼墊塊采用彈性模型．其中，三級鋼‖—12的彈性模量為2．0×105MPa，屈服強度為465MPa，極限抗拉強度為595MPa，屈服應變?yōu)?325；一級鋼｜12的彈性模量為2．1×105MPa，屈服強度為290MPa，極限抗拉強度為425MPa，屈服應變?yōu)?381；｜8鋼筋的屈服強度為295MPa，極限抗拉強度為450MPa，屈服應變?yōu)?405．劃分單元網(wǎng)格時，所有實體單元都是正六面體單元，連梁試件的形狀很規(guī)則，采用ANSYS程序中映射劃分單元．上部端塊加載梁支座處加設40mm厚的鋼墊板，防止出現(xiàn)局壓破壞．采用位移加載控制方式，即在加載型鋼梁的下端部（連梁跨中位置處）施加一個水平位移荷載，加載增量為2mm，直到試件模型破壞為止．控制非線性分析的求解項很關(guān)鍵，對計算結(jié)果是否收斂影響很大．本文采用靜態(tài)分析求解類型、打開大變形開關(guān)、自動時間步、線性搜索等選項，達到收斂的目的．

2．2有限元分析結(jié)果

2．2．1承載力比較

連梁試件數(shù)值模擬分析的位移－荷載骨架曲線如圖3所示，在加載初期，荷載與位移成正比增加，隨著荷載的增大，試件逐漸出現(xiàn)塑性鉸，試件的承載力與位移成曲線發(fā)展．當連梁的位移較大但荷載基本處于穩(wěn)定時，可認為連梁已達到屈服應力狀態(tài)，對應的荷載即為屈服荷載．從圖3可以看出，連梁端部鋼筋無黏結(jié)時的屈服荷載低于有黏結(jié)時的屈服荷載，但屈服后經(jīng)過較長時間的變形才達到極限承載力，后期承載力較大，連梁端部縱筋黏結(jié)時則相反．從表2可以看出，連梁端部縱筋無黏結(jié)時的延性系數(shù)較大，耗能能力較好．

2．2．2連梁的Von－Mises

應力分布荷載較小時，首先在連梁的受壓部位（如連梁的左上角和右下角部位）出現(xiàn)壓應力，但應力值很小，其他部位應力值更小或無應力值．隨著荷載的增大，應力受力范圍逐漸擴大，并向連梁其他部位延伸．當連梁分別達到屈服應力狀態(tài)及極限應力狀態(tài)時，連梁的受壓部位（左上角和右下角）應力較大，混凝土的承載力也比其他部位大，壓應力在對角線兩側(cè)較寬的范圍內(nèi)分布，連梁端部縱筋無黏結(jié)時的壓應力區(qū)面積比鋼筋黏結(jié)時大，對角線兩側(cè)的壓應力區(qū)也較大，充分說明鋼材材性得到發(fā)揮，導致混凝土受壓區(qū)面積較大．原因在于連梁端部鋼筋無黏結(jié)連接時，鋼筋與混凝土相對滑移，二者之間無黏結(jié)應力的存在，不會對混凝土的抗壓強度造成軟化．

2．2．3連梁裂縫分布

連梁試件裂縫分布規(guī)律為：隨著荷載的逐步增大，首先在連梁的根部出現(xiàn)彎曲裂縫；隨著荷載的進一步增大和彎曲裂縫的發(fā)展，逐漸出現(xiàn)斜裂縫；隨后，裂縫呈扇形向連梁中部發(fā)展；最后，裂縫布滿全跨．比較這兩種方案可知：改進方案中彎曲裂縫的發(fā)展程度較原配筋方案充分，幾乎布滿整個梁高范圍，這說明改進方案的耗能性能較好．由連梁裂縫分布圖（圖4）可見，連梁端部鋼筋無黏結(jié)時，在加載初期，位移與承載力成正比增加．當荷載不是很大時，在連梁端部出現(xiàn)彎曲裂縫，裂縫從連梁端部的受拉區(qū)開始逐漸向受壓區(qū)擴展，但未出現(xiàn)第二條彎曲裂縫．隨著荷載的逐漸增加，連梁達到屈服應力狀態(tài)，第二條彎曲裂縫緊接著出現(xiàn)，斜裂縫逐漸出現(xiàn)并發(fā)展．最后，裂縫布滿連梁全跨，連梁達到極限承載力．連梁端部縱筋黏結(jié)時，在加載初期，連梁端部出現(xiàn)彎曲裂縫，裂縫從連梁上端部的受壓區(qū)開始逐漸向受拉區(qū)發(fā)展，但發(fā)展程度比連梁端部縱筋無黏結(jié)時小．此時，裂縫向連梁跨中發(fā)展．隨著荷載的增大，出現(xiàn)斜裂縫，最后裂縫布滿連梁全跨，連梁達到極限承載．

2．2．4鋼筋應力分布

縱筋在開始加載時，一端受壓，另一端受拉．隨著荷載的增大，鋼筋逐漸變?yōu)槿L受拉．在試件達到極限荷載時，鋼筋接近半跨內(nèi)都達到屈服應力，但連梁端部縱筋無黏結(jié)時的應力比黏結(jié)時的應力大．試件發(fā)展后期，改進方案的塑性發(fā)展程度較充分，更充分發(fā)揮材料的性能，延性更好．箍筋在連梁端部基本都達到屈服狀態(tài)．

3結(jié)論

1）連梁端部縱筋無黏結(jié)時，連梁極限抗剪承載力比縱筋黏結(jié)時高．

2）連梁端部縱筋無黏結(jié)時，連梁裂縫的發(fā)展較縱筋黏結(jié)時充分，說明改進方案具有更好的延性和耗能能力．

3）連梁端部縱筋無黏結(jié)時，連梁端部彎曲裂縫的發(fā)展較為充分，更易實現(xiàn)連梁彎曲破壞或彎剪破壞的要求．

4）縱筋和構(gòu)造鋼筋在連梁端部基本上都達到屈服狀態(tài)，改進方案中材料的性能得到了更進一步的充分利用．