陳志華，姜玉挺，張曉萌，楊強(qiáng)躍，李文斌，胡立黎，李 杰

(1. 天津大學(xué) 水利工程仿真與安全國家重點實驗室，天津 300072；2. 天津大學(xué) 建筑工程學(xué)院，天津 300072；3. 杭蕭鋼構(gòu)股份有限公司，杭州 310003)

鋼管束組合剪力墻變形性能研究及有限元分析

陳志華1,2，姜玉挺2，張曉萌2，楊強(qiáng)躍3，李文斌3，胡立黎3，李 杰2

(1. 天津大學(xué) 水利工程仿真與安全國家重點實驗室，天津 300072；2. 天津大學(xué) 建筑工程學(xué)院，天津 300072；3. 杭蕭鋼構(gòu)股份有限公司，杭州 310003)

提出一種新型鋼板剪力墻結(jié)構(gòu)-鋼管束組合剪力墻。對7組鋼管束組合剪力墻在往復(fù)荷載作用下的性能進(jìn)行試驗研究，分析其滯回曲線及骨架曲線，并對墻體變形能力及鋼板應(yīng)變性能進(jìn)行了分析，研究墻體在不同階段破壞形態(tài)。同時以該試驗為基礎(chǔ)，采用ABAQUS有限元軟件分析鋼管束組合剪力墻的力學(xué)性能。研究結(jié)果表明,鋼管束組合剪力墻具有較高的承載力和良好的抗震性能，滯回曲線飽滿。對不同鋼管束截面，鋼板厚度，剪跨比以及是否布置栓釘?shù)葏?shù)進(jìn)行了分析，對比其受力模式。通過試驗現(xiàn)象、應(yīng)力應(yīng)變分析及有限元分析可以看出，試件最終破壞多為墻體下部出現(xiàn)鋼板受壓屈曲或受拉撕裂及混凝土壓潰。

鋼管束組合剪力墻；試驗研究；變形分析；破壞形態(tài)；有限元分析

鋼板-混凝土組合剪力墻與傳統(tǒng)混凝土結(jié)構(gòu)相比是一種承載力高、延性好、耗能能力強(qiáng)的新型墻體結(jié)構(gòu)，組合剪力墻結(jié)構(gòu)充分利用鋼材和混凝土材料的特點，施工方便,相對經(jīng)濟(jì)，并且墻體厚度小，有效增加建筑使用空間，整體自重輕，減小結(jié)構(gòu)整體自重，可以被廣泛使用于高層結(jié)構(gòu)住宅當(dāng)中。目前組合鋼板剪力墻主要分兩種形式，內(nèi)置鋼板組合剪力墻及外包鋼板-雙鋼板組合剪力墻。Wright等[1-2]對雙壓型鋼板內(nèi)填混凝土組合剪力墻的軸壓和抗剪性能進(jìn)行了研究，并提出相關(guān)的設(shè)計方法。呂西林等[3]，Zhao等[4]分別對內(nèi)置鋼板的剪力墻結(jié)構(gòu)進(jìn)行了抗震性能研究。Link等[5-6]對內(nèi)設(shè)加勁肋的雙鋼板組合剪力墻開展了試驗研究，驗證了其良好的抗震性能。聶建國等[7-8]分別進(jìn)行了多組雙鋼板混凝上組合剪力墻及外包多腔鋼板-高強(qiáng)混凝土組合剪力墻上擬靜力抗震性能試驗，研究了該類結(jié)構(gòu)的受力機(jī)理，及良好的延性和耗能能力，變形能力。紀(jì)曉東等[9]進(jìn)行了一種鋼管-雙層鋼板-混凝土組合剪力墻的實驗研究，研究了其抗震性能，并提出承載力計算公式。

鋼板剪力墻在目前的結(jié)構(gòu)體系中，多作為抗側(cè)力構(gòu)件承擔(dān)水平荷載，且大多鋼板剪力墻因鋼板厚度較厚，用鋼量過高，很難廣泛推廣應(yīng)用于普通高層建筑中，同時由于構(gòu)造復(fù)雜、加工困難、造價偏高、難以實現(xiàn)裝配化[10]。本文提出的鋼管束組合剪力墻為采用薄壁鋼管的新型剪力墻，將作為主要承重與抗側(cè)力構(gòu)件廣泛用于高層建筑中，建筑結(jié)構(gòu)體系主要由鋼管束組合剪力墻與H型鋼梁組成，其具有節(jié)省用鋼量、施工方便快捷、裝配化程度高、經(jīng)濟(jì)性能良好等一系列優(yōu)點。對新型鋼管束組合剪力墻進(jìn)行了1∶1足尺模型的滯回性能試驗研究[11]，研究了該種形式剪力墻的破壞機(jī)制、承載能力、滯回性能和變形特性，考察了不同軸壓比、剪跨比、不同截面尺寸的U型鋼以及是否布置栓釘?shù)葏?shù)對剪力墻受力性能的影響。以7組鋼管束組合剪力墻試驗為基礎(chǔ)，建立了有限元模型，與試驗結(jié)果進(jìn)行了對比分析。

1 試驗概況

1.1試驗設(shè)計

試驗設(shè)計了7個鋼管束組合剪力墻足尺模型,編號為YZQ1-YZQ7。按照實際工程1∶1足尺試件進(jìn)行研究，墻體高度為2 700 mm，長度由 1 324～1 924 mm，寬度130 mm，剪跨比由1.51～2.09。鋼管束組合剪力墻由120 mm×130 mm，160 mm×130 mm，200 mm×130 mm等不同截面U型鋼連接而成，連接方式為焊接，內(nèi)填混凝土。

其典型截面如圖1所示，所有的試件均采用相同材料的鋼材和混凝土，試驗主要變化參數(shù)為軸壓比、U型鋼長度和厚度、鋼板剪力墻長度以及是否布置栓釘。試件1～試件7的基本構(gòu)造一樣，為U型鋼通過對接焊接連接而成，中心處由一塊鋼板焊接連接，U型鋼中間填充混凝土，U型鋼側(cè)面開45 mm×80 mm橢圓孔，方便每個U型鋼之間的混凝土流通。墻體鋼板通過等強(qiáng)熔透焊與60 mm厚的底板及40 mm厚的頂板連接，為了防止焊縫在試驗過程中出現(xiàn)破壞，剪力墻底部周圈焊一圈50 mm高4 mm厚的鋼板，增強(qiáng)連接性能，在試件頂部及底部分別設(shè)置基礎(chǔ)梁及加載梁，底板及頂板通過足夠的高強(qiáng)螺栓與基礎(chǔ)梁和加載梁相連，主要設(shè)計參數(shù)見表1。

表1 各試件參數(shù)Tab.1 Parameters of test specimens

1.2材料性能

試件澆筑的同時,制作6塊150 mm×150 mm×150 mm立方體試塊，并與試件同條件養(yǎng)護(hù)，試驗當(dāng)天進(jìn)行測試，得到實測混凝土立方體抗壓強(qiáng)度:fcu=47.11 MPa。鋼板依照GB/T 228—2002《金屬材料室溫拉伸試驗方法》的規(guī)定取樣加工，量測其屈服強(qiáng)度fy，抗拉強(qiáng)度fu。鋼材材性3 mm鋼板屈服強(qiáng)度424 MPa極限強(qiáng)度498 MPa；4 mm鋼板屈服強(qiáng)度433 MPa極限強(qiáng)度504 MPa；5 mm鋼板屈服強(qiáng)度419 MPa極限強(qiáng)度538 MPa。以上材料強(qiáng)度值均為各試件強(qiáng)度平均值。

1.3實驗裝置及加載方式

加載裝置采用20 000 kN重型結(jié)構(gòu)多功能空間加載裝置。該裝置豎向加載能力20 000 kN，水平加載能力3 500 kN，豎向荷載通過豎向千斤頂施加，水平荷載通過兩個液壓伺服加載裝置施加。基礎(chǔ)梁通過錨梁、地錨螺栓錨固于試驗臺座。加載梁通過絲杠、端板與水平千斤頂端面相連。試件頂部放置加載梁，將千斤頂軸壓力均勻傳到端柱和中間墻體,加載裝置如圖2所示。

試驗時先按軸壓比的要求施加豎向荷載，保持恒定。然后進(jìn)行水平低周反復(fù)加載。水平荷載加載過程采用力-位移混合控制法：試件在彈性階段按照力控制分為3級加載，每級荷載循環(huán)一次，當(dāng)?shù)竭_(dá)預(yù)測的屈服荷載后進(jìn)行位移控制。屈服后采用位移逐級加載，構(gòu)件1、構(gòu)件2以屈服荷載的1倍位移加載，每級荷載循環(huán)兩次；其余構(gòu)件以屈服荷載的0.5倍位移加載，每級荷載循環(huán)兩次。當(dāng)試件不能維持施加的軸壓力或水平力下降到峰值水平力的85%以下時，停止實驗[12-13]。

(a)YZQ1、YZQ2立面圖(b)1-1剖面圖

(c) YZQ1、YZQ2橫截面圖圖1 試件YZQ1、YZQ2幾何尺寸及構(gòu)造詳圖Fig.1 Demensions and details of YZQ1 and YZQ2

圖2 加載裝置Fig.2 Test setup

1.4測點布置及量測方案

試驗中的量測的主要內(nèi)容包括試件的豎向荷載、水平荷載，水平位移，相對變形和應(yīng)變等。YZQ1測點布置如圖3所示。頂部加載梁截面中心布置位移計H-1；沿墻體側(cè)面布置位移計H-2～H-4，測量墻端的水平位移；在基礎(chǔ)梁上布置 1個水平位移計H-5 和2個豎向位移計V-1、V-2，用以修正基礎(chǔ)梁平動、轉(zhuǎn)動對試件位移值的影響；交叉布置位移計H-8、H-9測量試件的剪切變形。此外，在試件中布置20個應(yīng)變片、20個應(yīng)變花，用以考察墻體塑性發(fā)展規(guī)律。測量數(shù)據(jù)通過電腦自動記錄,通過細(xì)致的觀察和拍照 錄像來記錄鋼板的屈曲、變形和破壞。其余墻體除對個別應(yīng)變片適當(dāng)調(diào)整，測點及位移計布置與YZQ1基本相同。

(a)(b)

2 試驗現(xiàn)象及分析

2.1破壞過程與破壞形態(tài)

YZQ1～YZQ7破壞模式及現(xiàn)象大體相同，根據(jù)試驗現(xiàn)象分析，可將各試件受力全過程分為三個階段。

(a) 彈性工作階段

開始加載時，試件無明顯的現(xiàn)象，加載過程中出現(xiàn)輕微響聲，各試件水平荷載-位移曲線基本呈線性變化，墻體沒有任何屈曲現(xiàn)象發(fā)生。

(b) 屈服階段

彈性工作階段后，試件水平荷載位移曲線出現(xiàn)轉(zhuǎn)折點，位移角到1/150～1/108時，墻體兩側(cè)鋼管束底部150～200 mm開始出現(xiàn)輕微屈曲，隨著水平荷載的增加，屈曲現(xiàn)象出現(xiàn)的區(qū)域開始增加，并且更為明顯，到達(dá)峰值荷載時，受壓區(qū)角部邊起前3根鋼管束150～300 mm高度會出現(xiàn)較明顯屈曲；敲擊鋼板，出現(xiàn)明顯空響聲，表示鋼板與混凝土脫離。

(c) 破壞階段

荷載到達(dá)峰值荷載之后，隨著位移的增加，荷載開始下降，墻體下部受壓區(qū)域屈曲現(xiàn)象繼續(xù)增加，墻體下部鋼管束內(nèi)混凝土逐漸被壓潰，墻體下部受拉區(qū)域逐漸出現(xiàn)鋼板被拉撕裂現(xiàn)象，最終下降到峰值荷載的85%，停止實驗。最終試驗現(xiàn)象為屈曲繼續(xù)擴(kuò)大，最終墻體下部出現(xiàn)成排屈曲，內(nèi)部混凝土壓潰；墻體下部受拉時墻體側(cè)面與正面轉(zhuǎn)角處出現(xiàn)裂口,試驗裂口最終貫穿至整個側(cè)面，導(dǎo)致構(gòu)件失效，試驗停止。試件YZQ5、YZQ6最終破壞形態(tài)如圖4所示，其他墻體類似，限于篇幅，不予給出。3號墻體局部破壞形態(tài)如圖5所示，可以清晰地看到其破壞形態(tài)。

試驗結(jié)果對比如下：

(1) 墻體YZQ1～YZQ7當(dāng)中，YZQ1、YZQ3、YZQ4、YZQ6、YZQ7破壞的主要原因為端部鋼管束底部側(cè)面鋼板被撕裂，導(dǎo)致構(gòu)件破壞，破壞現(xiàn)象中能看到，試件YZQ2,YZQ5破壞的主要原因為墻體整體出現(xiàn)扭曲，試件水平荷載下降較快，試件破壞，破壞現(xiàn)象中能看到墻體整體扭曲，及大量明顯屈曲現(xiàn)象。YZQ6與其他墻體對比，邊部鋼管束為5 mm厚，中間鋼管束為3 mm厚，5 mm厚鋼管屈曲現(xiàn)象明顯推遲，3 mm鋼管在彈性階段即出現(xiàn)混凝土與鋼板脫離現(xiàn)象。

(a)試件YZQ5(b)試件YZQ6

圖4 試件YZQ5、YZQ6破壞形態(tài)Fig.4 Failure modes of YZQ5 and YZQ6

2.2滯回曲線

試件YZQ1～YZQ7的水平力-頂點位移滯回曲線如圖6所示。由圖可見：加載初期，各試件滯回曲線為一條直線，試件處于彈性階段；在達(dá)到峰值荷載之前，滯回曲線為梭形，曲線飽滿，無捏攏現(xiàn)象；試件到達(dá)峰值荷載之后，隨著混凝土被壓碎，鋼板屈曲現(xiàn)象增多，最后端部鋼管束底部側(cè)面鋼板被撕裂，構(gòu)件失效，試件水平荷載下降緩慢，表現(xiàn)出試件具有良好的延性和變形能力。試件1與試件2對比，試件3與試件4、試件5對比可以判斷出，軸壓比為0.4時滯回曲線較0.6更為飽滿，延性較好。試件2、試件4、試件6、試件7對比可以判斷出，對于不同長度的墻體來說，位移角大致在1/83～1/100到達(dá)峰值，位移角在1/55～1/45最終失效，不同長度的墻體對構(gòu)件的延性及位移并無明顯影響。構(gòu)件6的滯回曲線最為飽滿，可以判斷構(gòu)件端部U型鋼鋼板加厚，構(gòu)件的破壞階段更為延后，U型鋼截面尺寸較小時，墻體整體橫向加勁肋更為密集，滯回曲線更為飽滿。構(gòu)件4、構(gòu)件5對比可以看出，端部鋼板布置栓釘，對端部鋼板混凝土與鋼板協(xié)同工作有一定影響，對結(jié)構(gòu)整體影響較小。

(a) YZQ1

(b) YZQ2

(c) YZQ3

(d) YZQ4

(e) YZQ5

(f) YZQ6

(g) YZQ7圖6 試件YZQ1～YZQ7頂點水平力-位移滯回曲線Fig.6 Hysteretic curves of YZQ1-YZQ7

2.3骨架曲線

骨架曲線是低周反復(fù)荷載作用下滯回曲線的外包絡(luò)線，由各級加載第一循環(huán)的峰值點連接而成，各試件頂點荷載-位移骨架曲線如圖7所示，各試件骨架曲線均為倒S形，表明試件的受力過程分彈性、塑性和破壞退化三個階段。構(gòu)件1軸壓比為0.4，構(gòu)件2軸壓比為0.7，骨架曲線在峰值前非常接近，軸壓比增大之后，到達(dá)峰值荷載之后，曲線下降較陡，位移顯著變小。構(gòu)件3～構(gòu)件5中，構(gòu)件3軸壓比為0.4，構(gòu)件4、構(gòu)件5軸壓比為0.6，同樣可以判斷軸壓比較高時水平荷載到達(dá)峰值荷載后曲線下降變陡，變形能力降低。構(gòu)件4與構(gòu)件5對比骨架曲線基本重合，栓釘對構(gòu)件整體影響較小，構(gòu)件5因加工偏差原因，墻體出現(xiàn)面外整體彎曲，荷載下降較陡。通過構(gòu)件2、構(gòu)件4、構(gòu)件6、構(gòu)件7對比可以看到，隨著墻體整體長度加長,水平荷載相應(yīng)加大，其中構(gòu)件6的U型鋼截面最小，墻體內(nèi)部加勁肋布置最為密集，荷載下降段曲線最為平緩。

圖7 試件頂點水平力-位移骨架曲線Fig.7 Skeleton curves of test specimens

2.4剪切變形分析

鋼板剪力墻結(jié)構(gòu)的變形包括兩部分，彎曲變形和剪切變形。因此結(jié)構(gòu)的頂點位移也由兩部分組成：由彎曲變形產(chǎn)生和由剪切變形產(chǎn)生。當(dāng)剪力墻僅在平面內(nèi)變形時，截面曲率沿高度不發(fā)生變化，那么彎曲變形不會使對角線方向發(fā)生變化，剪切變形產(chǎn)生的位移可以由式(1)計算，其中各符號的意義如圖8所示[14]。

圖8 剪切變形計算示意圖Fig.8 Calculation diagram of shear deformation

(1)

各試件由剪切變形產(chǎn)生的頂點位移與總頂點位移對應(yīng)情況如圖9所示。圖10為剪切變形占總變形比例。由圖可見，各變形分量產(chǎn)生的頂點位移與總頂點位移基本呈線性關(guān)系，剪切變形產(chǎn)生的頂點位移占頂點總位移的50%左右。

圖9 剪切變形-頂點位移曲線Fig.9 Curves of shear deformation-vertex displacement

圖10 剪切變形占總變形比例Fig.10 Shear deformation to total deformation ratio

2.5墻體側(cè)向變形

墻體不同高度的位移來考察墻體的豎向變形。在一字墻墻體上中下位置，200 mm高度，1 350 mm高度處，2 700 mm高度處布置位移計，測量墻體(由于試件制作與試驗原因，墻體5出現(xiàn)平面外彎曲，其側(cè)向變形不予給出)不同階段側(cè)向位移，如圖11所示。根據(jù)試驗中所測的數(shù)據(jù)，可繪制墻體在循環(huán)荷載下的相對變形。通過墻體側(cè)向變形曲線可得出墻體加載前期，整體變形呈線性增長，隨著位移增大，構(gòu)件進(jìn)入塑性變形，墻體上部位移增長較快。

2.6應(yīng)變分析

在墻體及鋼板布置應(yīng)變花及應(yīng)變片，測量鋼板在試驗過程中的應(yīng)變狀況。選取其中有代表性的構(gòu)件YZQ3，YZQ4對其應(yīng)變進(jìn)行分析。鋼板應(yīng)變片布置如圖12所示(V為豎向應(yīng)變片)。

試驗全過程，構(gòu)件YZQ3、YZQ4側(cè)壁一定位置豎向應(yīng)變曲線如圖13所示。

對于150 mm高度應(yīng)變片來說：荷載加載的彈性階段前期，即構(gòu)件進(jìn)入屈服之前，應(yīng)變變化呈線性增長；當(dāng)構(gòu)件彈性階段結(jié)束時，鋼材應(yīng)變接近或大于屈服應(yīng)變，進(jìn)入屈服階段；隨著荷載的增加到峰值荷載，鋼板受壓時，鋼板的豎向壓應(yīng)變迅速增大，這與試驗中觀察到在試件峰值荷載時，鋼板側(cè)面出現(xiàn)較局部屈曲現(xiàn)象相吻合，而與之對應(yīng)的同樣荷載下，鋼板受拉時，應(yīng)力開始較快速增長，但相對于壓應(yīng)變較為緩慢；當(dāng)水平荷載從峰值荷載開始進(jìn)行下降時，構(gòu)件開始因受壓屈曲，鋼板的豎向應(yīng)變急劇增大，墻端部鋼管邊緣的壓應(yīng)變顯著大于拉應(yīng)變，與試驗中鋼板嚴(yán)重屈曲現(xiàn)象相吻合，這是由于墻底部鋼板嚴(yán)重鼓曲及混凝土壓潰所致。

(a) YZQ1

(b) YZQ2

(c) YZQ3

(d) YZQ4

(e) YZQ6

(f) YZQ7圖11 不同水平位移墻體側(cè)向位移圖Fig.11 Lateral displacement of the wall at different horizontal displacement

圖12 鋼板應(yīng)變片布置圖Fig.12 Arrangement of strain gauge of the steel plate

對于450 mm高度應(yīng)變片來說，在荷載加載的彈性階段，應(yīng)變變化呈線性增長，大多未進(jìn)入屈服階段，呈彈性增長，相對于150 mm高度應(yīng)變片來說,相同荷載下應(yīng)變明顯較小。450 mm高度應(yīng)變相對150 mm高度應(yīng)變來說，相同荷載下應(yīng)變明顯較小，進(jìn)入屈服階段較晚，說明剪力墻底部首先屈服，隨著荷載的繼續(xù)加大，鋼板的屈服逐漸向上延伸。

對于1 250 mm高度應(yīng)變片來說,荷載-應(yīng)變曲線始終處于線性變形，大部分鋼板均未達(dá)到屈服階段，可以得出：在滯回試驗中，大部分鋼板在1 250 mm以上區(qū)域均未達(dá)到屈服。

圖14為YZQ3、YZQ4在墻體水平正向加載至不同位移角時墻體豎向應(yīng)變。

通過墻體3、墻體4對比可得知：縱向應(yīng)變在150 mm高度處，剪力墻受拉區(qū)域(2V、4V、5V)鋼管束豎向應(yīng)變初始時因受軸壓比影響，承受壓應(yīng)變。隨著位移角增加，水平荷載增大，剪力墻區(qū)域逐漸受拉，應(yīng)變由初始受壓應(yīng)變變?yōu)槭芾瓚?yīng)變，隨著位移角增大，應(yīng)變逐步增大。墻體豎向應(yīng)變隨著距中心位置的增加，呈線性增長。墻體正向區(qū)域(6V、7V、8V)號應(yīng)變，為剪力墻受壓區(qū)域，初始時受軸壓比影響，受到壓應(yīng)變，隨著水平荷載的增加，應(yīng)變逐漸增大，壓應(yīng)變隨著距離墻中心的距離成比例上升?？v向應(yīng)變在450 mm高度處，應(yīng)變變化方式與在150 mm高度相似，墻體受拉區(qū)域，應(yīng)變隨著距離墻體中心距離增加，拉應(yīng)變逐漸增加。墻體受壓區(qū)域，隨著距離墻體中心距離增加，壓應(yīng)變逐漸增加；構(gòu)件到達(dá)峰值位移角之后，剪力墻兩側(cè)鋼板束鋼板開始進(jìn)入屈曲，而中間鋼板尚處于彈性階段。

3 有限元分析

3.1有限元分析模型

為充分了解鋼管束組合剪力墻的傳力機(jī)制和應(yīng)力分布規(guī)律，采用ABAQUS有限元軟件建立了考慮幾何非線性和材料非線性的三維有限元計算模型，對墻體在低周往復(fù)荷載作用下的受力性能進(jìn)行了分析，考慮底部基礎(chǔ)梁及上部加載梁對試驗結(jié)果的影響，有限元模型及網(wǎng)格劃分如圖15所示。在有限元建模中，墻體的鋼板與混凝土均由C3D8R模擬，使用掃略網(wǎng)格劃分技術(shù)劃分網(wǎng)格，鋼管與混凝土表面之間的滑移采用有限滑移進(jìn)行模擬，鋼管與頂部蓋板及底部基礎(chǔ)梁之間采用綁定約束,鋼管內(nèi)部混凝土與頂部蓋板及底部基礎(chǔ)梁之間采用滑移接觸。鋼材本構(gòu)包括彈性段和強(qiáng)化段，其中,強(qiáng)化段的彈性模量取值為0.01Es，Es為鋼材的彈性模量?；炷帘緲?gòu)采用混凝土塑性損傷模型進(jìn)行模擬[15]，混凝土應(yīng)力應(yīng)變曲線如圖16所示。

(a) YZQ3下部150 mm處應(yīng)變

(b) YZQ3下部450 mm處應(yīng)變

(c) YZQ3下部1 250 mm處應(yīng)變

(d) YZQ4下部150 mm處應(yīng)變

(e) YZQ4下部450 mm處應(yīng)變

(f) 1 250 mm處應(yīng)變圖13 YZQ3、YZQ4側(cè)壁豎向應(yīng)變圖Fig.13 Vertical strain of the flank of YZQ3 and YZQ4

(a) YZQ3下部150 mm高度

(b) YZQ3下部450 mm高度

(c) YZQ4下部150 mm高度

(d) YZQ4下部450 mm高度圖14 YZQ3、YZQ4不同位移角墻體豎向應(yīng)變Fig.14 Vertical strain of the YZQ3 and YZQ4 under different displacement angle

3.2有限元分析結(jié)果與試驗結(jié)果對比

圖17為除5號墻體之外(由于構(gòu)件制作原因與加載偏差，5號墻體發(fā)生面外彎曲，不進(jìn)行有限元擬合)的各試件的滯回曲線的試驗結(jié)果與有限元分析結(jié)果的對比，圖18為骨架曲線的對比。從圖中可以看出:極限承載力誤差在5%～10%左右,可見極限承載力有限元計算值與試驗值吻合較好。由于試驗過程中鋼材初始缺陷、混凝土澆筑質(zhì)量、后期鋼材強(qiáng)化以及累積誤差等原因，使得試件的極限承載力有限元計算值與試驗值略有偏差。

(a)(b)

圖15 有限元模型及網(wǎng)格劃分Fig.15 Finite element model and meshing

3.3工作機(jī)理分析

為了研究鋼管束組合剪力墻的各部分組件的應(yīng)力、應(yīng)變在不同階段的分布狀態(tài)和變化發(fā)展情況,選取了試驗試件YZQ3為研究對象，對其在荷載-位移曲線上的幾個特征點時的鋼板應(yīng)力狀態(tài)進(jìn)行分析。選取的具有代表性的特征點分別為:鋼管束混凝土剪力墻達(dá)到屈服時、剪力墻試件達(dá)到極限荷載時以及最終破壞時所對應(yīng)的受力狀態(tài)，如圖19所示。

(a) YZQ1 滯回曲線對比

(b) YZQ2 滯回曲線對比

(c) YZQ3 滯回曲線對比

(d) YZQ4滯回曲線對比

(e) YZQ6滯回曲線對比

(f) YZQ7滯回曲線對比圖17 各試件的滯回曲線對比Fig.17 Comparison of hysteretic curves of specimens

(a) YZQ1骨架曲線對比

(b) YZQ2骨架曲線對比

(c) YZQ3骨架曲線對比

(d) YZQ4骨架曲線對比

(e) YZQ6骨架曲線對比

(f) YZQ7骨架曲線對比圖18 各試件的骨架曲線對比Fig.18 Comparison of skeleton curves of specimens

(a) 墻體屈服階段Mises應(yīng)力云圖

(b) 墻體極限荷載階段Mises應(yīng)力云圖

(c) 墻體破壞荷載階段Mises應(yīng)力云圖圖19 墻體各階段Mises應(yīng)力云圖Fig.19 Mises stress nephogram of the wallat different stage

可以看出，剪力墻下部鋼板從開始屈服階段到最終破壞階段，鋼板應(yīng)力顯著增大，在屈服階段，鋼管角部出現(xiàn)輕微屈曲。到達(dá)峰值荷載階段，鋼板底部的大部分區(qū)域已經(jīng)超過鋼板的屈服強(qiáng)度433 MPa，鋼管束混凝土剪力墻底部從兩側(cè)起大部分鋼板進(jìn)入屈服階段；與試驗中出現(xiàn)的到達(dá)峰值荷載時，鋼管束混凝土剪力墻，底部兩側(cè)鋼板開始出現(xiàn)較明顯的屈曲的現(xiàn)象可以對應(yīng)。鋼管束混凝土剪力墻到達(dá)最終破壞階段，整個墻體底部鋼板的應(yīng)力進(jìn)一步增大，下部500 mm以下絕大部分區(qū)域鋼材強(qiáng)度超過屈服強(qiáng)度，圖中可以看出底部鋼板出現(xiàn)明顯屈曲現(xiàn)象，鋼管束混凝土剪力墻兩側(cè)鋼管束側(cè)邊屈曲現(xiàn)象最為明顯，表明鋼材下部全面進(jìn)入塑性變形，與試驗現(xiàn)象中的，試驗加載末期剪力墻底部出現(xiàn)成排屈曲，鋼材進(jìn)入屈服變形相對應(yīng)；與應(yīng)變分析中，下部鋼板應(yīng)變超過屈服應(yīng)變相對應(yīng)。

4 結(jié) 論

(1) 鋼管束組合剪力墻具有良好的承載力、滯回曲線飽滿，是一種抗震性能優(yōu)越的剪力墻。

(2) 相同高度鋼管束組合剪力墻極限荷載隨鋼板長度增大而增大，隨軸壓比增大而減小。

(3) 整個加載過程中，彎曲變形和剪切變形對頂點位移的貢獻(xiàn)比例基本保持不變，剪切變形產(chǎn)生的頂點位移約占總頂點位移的50%。

(4) 端部鋼管束布置栓釘會局部減小鋼管屈曲，端部鋼管束鋼管壁加厚可延緩鋼管屈曲并延緩鋼管束端部側(cè)面鋼板撕裂現(xiàn)象。

(5) 構(gòu)件端部U型鋼鋼板加厚，構(gòu)件的破壞階段更為延后，U型鋼截面尺寸較小時，墻體整體橫向加勁肋更為密集，滯回曲線更為飽滿。

(6) 通過試驗現(xiàn)象、應(yīng)力應(yīng)變分析及有限元分析可以看出，試件最終破壞均為下部鋼板屈服，出現(xiàn)鋼板受壓屈曲或受拉撕裂及混凝土壓潰導(dǎo)致破壞，鋼板剪力墻上半部分完好，下部鋼板大部分屈服。

(7) 墻體有限元模型結(jié)果與試驗結(jié)果擬合較好，為鋼管束組合剪力墻參數(shù)化分析以及公式推導(dǎo)提供良好基礎(chǔ)。

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Deformationpropertyandfiniteelementanalysisofanewtypeofsteeltubebundlecompositeshearwalls

CHEN Zhihua1,2，JIANG Yuting2，ZHANG Xiaomeng2，YANG Qiangyue3，LI Wenbin3，HU Lili3，LI Jie2

(1. State Key Laboratory of Hydraulic Engineering Simulation and Safety，Tianjin University，Tianjin 300072，China；2. School of Civil Engineering，Tianjin University，Tianjin 300072，China；3. Hangxiao Steel Structure Co., Ltd., Hangzhou 310003, China)

A new type of steel plate shear walls-steel tube bundle composite shear walls was proposed. Seven steel tube bundle composite shear walls were tested under cycle load, and their hysteretic curves and skeleton curves were analyzed. The deformation property and strain performance of walls as well as their failure modes under different stages were discussed. Based on the experiments, the mechanical property of the composite shear walls was simulated by using the software ABAQUS. The results show that the steel tube bundle composite shear walls have high bearing capacity and good seismic performance. In order to compare their bearing mode, the effects of different parameters including the section of steel tube bundle, the thickness of steel plate, the shear span ratio and the condition whether the stud was decorated were analyzed. The experimental phenomenon, stress-strain analysis and finite element simulation show that the eventual damage of the specimens usually comes from the compression buckling or tension tear of the steel plate and the concrete crushing at the lower part of the walls.

steel tube bundle composite shear wall; experimental study; deformation analysis; failure mode; finite element analysis

TU398

A

10.13465/j.cnki.jvs.2017.19.006

國家自然科學(xué)基金(61272264)

2016-01-05 修改稿收到日期：2017-07-21

陳志華 男，博士，教授，博士生導(dǎo)師，1966年生

張曉萌 男，博士生，1983年生