劉陽(yáng)冰 王 爽 劉晶波 曹天峰

(1.南陽(yáng)理工學(xué)院土木工程學(xué)院，河南南陽(yáng) 473004；2.清華大學(xué)土木工程系，北京 100084；3.重慶大學(xué)土木工程學(xué)院，重慶 400045)

雙鋼板混凝土組合墻是在置于外側(cè)的兩片鋼板中填充混凝土而形成，其中外鋼板和混凝土之間設(shè)置抗剪連接件，連接件通常為栓釘和兩端均焊接于鋼板上的對(duì)拉鋼筋，混凝土內(nèi)不再配置任何鋼筋。由于抗剪連接件的存在，內(nèi)部混凝土能在一定程度上抑制外鋼板過(guò)早局部屈曲；同時(shí)，兩側(cè)鋼板對(duì)內(nèi)部混凝土的開(kāi)裂和壓潰起到有效的限制作用。組合墻能充分發(fā)揮鋼板和混凝土兩種材料的承載能力；外鋼板可以避免混凝土裂縫外露，提高結(jié)構(gòu)的正常使用性能和耐久性能，并可以促進(jìn)高強(qiáng)度混凝土的使用。在我國(guó)CAP1000核電機(jī)組示范工程中，鋼板混凝土組合墻結(jié)構(gòu)大量用于反應(yīng)堆廠房?jī)?nèi)部結(jié)構(gòu)模塊和其他核安全相關(guān)結(jié)構(gòu)模塊中[1-3]。近年來(lái)鋼板混凝土組合墻逐漸應(yīng)用于民用建筑，已成為工程研究的熱點(diǎn)[4]。

連接件形式和布置方式的不同會(huì)影響鋼板混凝土組合墻的受力和變形性能，連接件不僅增強(qiáng)了鋼板與混凝土之間的黏結(jié)力，而且還可以防止鋼板過(guò)早屈曲，從而保證鋼筋和混凝土兩者共同發(fā)揮作用。文獻(xiàn)[1，5]完成了8片鋼板混凝土組合墻的軸壓試驗(yàn)，研究了不同距厚比(連接件間距與外鋼板厚度比值)對(duì)組合墻受力、變形和破壞形態(tài)的影響規(guī)律，并推導(dǎo)了防止組合墻發(fā)生彈性局部屈曲的距厚比限值設(shè)計(jì)公式。文獻(xiàn)[6]在總結(jié)鋼板混凝土組合剪力墻各類連接件優(yōu)缺點(diǎn)的基礎(chǔ)上，提出了兩種新型的L形連接件和C形連接件；并對(duì)4片高剪跨比鋼板混凝土組合剪力墻進(jìn)行了低周反復(fù)試驗(yàn)，研究?jī)煞N連接件對(duì)組合鋼板剪力墻抗震性能的影響。文獻(xiàn)[7]對(duì)4片設(shè)有栓釘和對(duì)拉螺栓的組合墻進(jìn)行了低周反復(fù)試驗(yàn)，研究了試件的破壞形態(tài)、變形和剛度退化等特性。文獻(xiàn)[8]以實(shí)際工程為原型，完成了1/4縮尺模型的雙鋼板混凝土組合剪力墻試件和內(nèi)置鋼板混凝土組合剪力墻的軸壓性能試驗(yàn)，并提出了鋼板混凝土組合剪力墻軸壓承載力的計(jì)算公式。文獻(xiàn)[9]進(jìn)行了4個(gè)應(yīng)用于核電工程的鋼板混凝土組合墻軸壓試驗(yàn)，分析了距厚比對(duì)構(gòu)件承載力和變形性能的影響。文獻(xiàn)[10]通過(guò)有限元數(shù)值模擬，分析了抗剪連接件對(duì)鋼板混凝土組合墻外鋼板局部屈曲和組合作用的影響規(guī)律。

已有研究對(duì)連接件距厚比對(duì)鋼板混凝土組合墻局部屈曲性能的研究較多，但是較少涉及連接件組合形式不同對(duì)組合墻性能的影響研究。本文在已有鋼板混凝土組合墻試驗(yàn)研究的基礎(chǔ)上，設(shè)計(jì)了4個(gè)鋼板混凝土組合墻試件，研究栓釘和對(duì)拉螺栓相對(duì)數(shù)量不同對(duì)組合墻軸壓性能的影響。

1 試驗(yàn)概況

1.1 試件設(shè)計(jì)

根據(jù)文獻(xiàn)[1]試驗(yàn)結(jié)果和試驗(yàn)分析，對(duì)于采用Q235鋼的雙鋼板混凝土軸心受壓構(gòu)件，基于歐拉公式，當(dāng)連接件間距和鋼板厚度比值(距厚比)小于等于35時(shí)，鋼板發(fā)生屈服先于彈性屈曲的破壞。因此，為了保證外鋼板不發(fā)生局部彈性屈曲的前提下，墻鋼板距厚比采用30，側(cè)鋼板距厚比采用12，設(shè)計(jì)了4個(gè)鋼板混凝土組合墻軸心受壓試件，4個(gè)試件的連接件間距和位置均相同，但連接件形式不同，墻鋼板厚度均為3 mm；側(cè)鋼板厚為8 mm，連接件均為焊接栓釘；墻鋼板連接件為焊接栓釘和對(duì)拉螺栓兩種，每個(gè)試件焊接栓釘和對(duì)拉螺栓的總數(shù)量相同，但相對(duì)比例不同，分別為3∶1、1∶1、全部為栓釘、全為對(duì)拉螺栓，試件信息如表1所示。

表1 試驗(yàn)試件編號(hào)及基本信息

4個(gè)試件總高度為1 300 mm，混凝土厚度為160 mm，墻凈尺寸為800 mm×716 mm×166 mm，試件設(shè)計(jì)圖和實(shí)際構(gòu)件如圖1所示。為了便于觀察試驗(yàn)現(xiàn)象，在制作好的試件外鋼板上噴上灰色油漆，并畫好90 mm×90 mm白色網(wǎng)格。

a—試件設(shè)計(jì)示意；b—實(shí)際構(gòu)件。

4個(gè)組合墻四周均焊接8 mm的鋼板，用來(lái)約束墻體，并在上鋼板、側(cè)鋼板及下鋼板上預(yù)留直徑為100 mm的洞口，用來(lái)澆筑混凝土和保證混凝土澆筑密實(shí)。焊接成的空心鋼板墻尺寸均為1 216 mm×716 mm×166 mm，其中頂部和底部208 mm分別插入上部加載梁和下部的基礎(chǔ)梁中，鋼板鋼材為Q235鋼，混凝土為C50細(xì)石混凝土，焊接栓釘和對(duì)拉螺栓直徑均為6 mm。以DSW-10為例，圖2給出鋼板連接件分布形式、箍筋預(yù)留孔以及加工后的鋼構(gòu)件部分。圖中·代表直徑為6 mm的對(duì)拉螺栓，+代表直徑為6 mm、長(zhǎng)度為48 mm的栓釘。墻鋼板上預(yù)留直徑為10 mm的洞口用于穿基礎(chǔ)梁和加載梁中的箍筋。所有洞口均位于加載梁和基礎(chǔ)梁的高度范圍內(nèi)，不影響組合墻的受力性能。

a—墻鋼板和側(cè)鋼板設(shè)計(jì)示意；b—加工成型示意。

1.2 試驗(yàn)方法

試驗(yàn)前，按照規(guī)范規(guī)定方法[11-12]對(duì)鋼材和混凝土的力學(xué)性能進(jìn)行測(cè)試。3 mm厚鋼板鋼材屈服強(qiáng)度和屈服應(yīng)變?yōu)?76 MPa和0.13%，極限強(qiáng)度和極限應(yīng)變分別為412 MPa和21.08%；8 mm厚鋼板鋼材屈服強(qiáng)度289 MPa和屈服應(yīng)變?yōu)?.15%，極限強(qiáng)度和極限應(yīng)變分別為429 MPa和22.59%。4個(gè)試件分兩批次澆筑混凝土，在每一批試件澆筑時(shí)，同時(shí)制作邊長(zhǎng)為150 mm×150 mm×150 mm的混凝土標(biāo)準(zhǔn)立方體試件，并與試件在相同的環(huán)境條件下進(jìn)行養(yǎng)護(hù)。試件DSW-9和DSW-10為第一批，混凝土立方體強(qiáng)度f(wàn)cu平均值為50.4 MPa，試件DSW-11和DSW-12為第二批，混凝土立方體強(qiáng)度f(wàn)cu平均值為48.6 MPa。

試驗(yàn)加載采用微機(jī)控制電液伺服20 000 kN壓剪試驗(yàn)機(jī)對(duì)試件施加軸向壓力，試件上作用的壓力值可由試驗(yàn)機(jī)數(shù)據(jù)采集系統(tǒng)直接讀取；兩個(gè)位移計(jì)布置在加載梁和基礎(chǔ)梁之間，測(cè)量試件的豎向位移，如圖3a所示。為了觀測(cè)墻鋼板的變形，在一個(gè)試件的正面和背面墻鋼板對(duì)應(yīng)位置，布置豎向和橫向應(yīng)變片，如圖3b所示。加載方法采用文獻(xiàn)[3]中力和位移控制單調(diào)軸向加載。

a—實(shí)際加載；b—加載裝置示意和墻鋼板應(yīng)變片布置，mm。

2 試驗(yàn)現(xiàn)象及分析

2.1 試驗(yàn)現(xiàn)象

試件DSW-9：加載至3 700 kN時(shí)，背面鋼板向外凸出，發(fā)生局部屈曲，如圖4a所示。荷載達(dá)到6 480 kN時(shí)，背面鋼板屈曲水平向貫通。加載至6 650 kN，構(gòu)件發(fā)出連續(xù)的響聲，正面和背面鋼板豎向位移和面外局部變形持續(xù)發(fā)展，出現(xiàn)折痕，側(cè)焊縫未被拉開(kāi)，如圖4b所示。破壞發(fā)生時(shí)，側(cè)焊縫拉開(kāi)，側(cè)面鋼板面外變形急劇增加，正面和背面鋼板產(chǎn)生褶皺，內(nèi)部壓碎混凝土從縫隙流出，構(gòu)件承載力急劇下降，構(gòu)件破壞，如圖4c所示。

a—背面鋼板首次屈曲；b—背面貫通屈曲；c—破壞時(shí)背面鋼板。

試件DSW-10：荷載達(dá)到4 000 kN時(shí)，正面墻鋼板面外凸出，發(fā)生局部屈曲，如圖5a所示；5 000 kN時(shí)，正面鋼板底部形成橫向貫通屈曲，如圖5b所示。5 050 kN時(shí)，正面頂部部分對(duì)拉螺栓外伸部分彎曲。5 700 kN時(shí)，局部變形范圍增大，如圖5c所示。5 900 kN時(shí)，試件發(fā)出響聲，部分對(duì)拉螺栓斷裂，可以從試件中拔出，隨后隨著荷載的增加，斷續(xù)聽(tīng)到對(duì)拉螺栓斷裂聲，部分螺帽崩出。荷載達(dá)到6 650 kN時(shí)，構(gòu)件發(fā)出連續(xù)的響聲，正面和背面鋼板受壓變形持續(xù)發(fā)展，直至部分側(cè)焊縫被拉裂，側(cè)鋼板急劇外凸，墻鋼板產(chǎn)生褶皺，從裂縫中可見(jiàn)內(nèi)部混凝土已被壓碎，構(gòu)件破壞，如圖5d所示。

a—正面鋼板首次屈曲；b—正面鋼板底部貫通局部屈曲；c—背面鋼板屈曲；d—試件破壞。

試件DSW-11：加載前，敲擊墻鋼板，頂部附近有空洞聲，上部混凝土澆筑不密實(shí)?？斩刺帍暮奢d2 500 kN開(kāi)始逐漸出現(xiàn)鋼板面外凸出，荷載達(dá)到5 840 kN時(shí)，背面和正面鋼板底部和頂部之間形成水平貫通屈曲，如圖6a所示。6 300 kN時(shí)，構(gòu)件發(fā)出連續(xù)的響聲，部分側(cè)焊縫被拉裂，側(cè)鋼板急劇外凸，墻鋼板產(chǎn)生褶皺，從裂縫中可見(jiàn)內(nèi)部混凝土已被壓碎，構(gòu)件破壞，如圖6b、6c所示。

a—背面貫通屈曲；b—試件破壞(正面)；c—試件破壞(背面)。

試件DSW-12：試件加載梁不平整，最高相差約5 mm。加載至2 300 kN時(shí)，敲擊有空洞聲，但未發(fā)現(xiàn)鋼板外凸。3 000 kN時(shí)，可觀察到空洞處鋼板輕微外凸，如圖7a所示。5 000 kN時(shí)，部分對(duì)拉螺栓被拉斷，不斷發(fā)出斷裂聲。5 500 kN正面局部屈曲位置，對(duì)拉螺栓斷裂，與混凝土脫離，很容易拔出。隨著荷載的增大，鋼板各個(gè)局部屈曲部位變形繼續(xù)向平面外發(fā)展，構(gòu)件不時(shí)發(fā)出響聲，圖7b給出6 000 kN時(shí)正面鋼板局部屈曲情況。但總體來(lái)說(shuō)，其平面外變形小于試件DSW-9～DSW-11。荷載達(dá)到6 300 kN時(shí)，構(gòu)件發(fā)出連續(xù)的響聲，正面和背面鋼板受壓變形持續(xù)發(fā)展，位移不斷增大，直至部分側(cè)焊縫被拉裂，側(cè)面鋼板急劇外凸，正面和背面鋼板產(chǎn)生褶皺，從裂縫中可見(jiàn)內(nèi)部混凝土已被壓碎，構(gòu)件破壞，如圖7c所示。

a—背面鋼板首次屈曲；b—正面鋼板局部屈曲；c—試件破壞。

4個(gè)試件在側(cè)焊縫拉開(kāi)前，側(cè)鋼板均未觀測(cè)到明顯的面外變形，敲擊側(cè)鋼板均未聽(tīng)到空洞聲，說(shuō)明側(cè)鋼板在焊縫拉開(kāi)前與混凝土沒(méi)有明顯分離，均未發(fā)生局部屈曲。

2.2 試驗(yàn)現(xiàn)象分析

圖8為4個(gè)試件的荷載-位移曲線，4個(gè)試件的初始剛度基本相同，在軸向壓力5 000 kN前，各試件的整體剛度幾乎不變，DSW-9和DSW-10發(fā)生鋼板局部屈曲的荷載比較接近，其屈曲荷載和最大承載力均大于DSW-11和DSW-12。另外，鋼板首次發(fā)生屈服或屈曲時(shí)，荷載-位移曲線斜率無(wú)明顯改變，鋼板屈服或屈曲對(duì)試件整體剛度影響不大。

圖8 荷載-位移曲線

試驗(yàn)得到DSW-9～DSW-12鋼板發(fā)生屈曲時(shí)，平均軸向應(yīng)變(豎向位移計(jì)在屈曲時(shí)的讀數(shù)的平均值/試件高度)分別為0.142%、0.155%、0.097%和0.118%。由材料力學(xué)性能試驗(yàn)可知墻鋼板鋼材的屈服應(yīng)變?yōu)?.13%，試件DSW-9、DSW-10鋼板發(fā)生屈曲時(shí)，平均軸向應(yīng)變大于鋼板相應(yīng)的屈服應(yīng)變，因此鋼板的屈服先于局部彈性屈曲。試件DSW-11、DSW-12鋼板發(fā)生屈曲時(shí)，平均軸向應(yīng)變小于鋼板相應(yīng)的屈服應(yīng)變，因此這兩個(gè)試件為鋼板先發(fā)生屈曲，然后再屈服。

對(duì)于DSW-11和DSW-12，由于試件上部混凝土不密實(shí)、試驗(yàn)梁不平整等原因造成加載前試件偏心，影響試件的初始屈曲荷載，但對(duì)承載力影響不大。兩個(gè)試件均在壓應(yīng)力疊加區(qū)域，鋼板首先發(fā)生屈曲，局部屈曲部位的軸向應(yīng)變要大于平均軸向應(yīng)變。為了進(jìn)一步分析鋼板局部屈曲情況，圖9給出4個(gè)試件首先出現(xiàn)局部屈曲位置或附近的鋼板應(yīng)變片測(cè)得的豎向應(yīng)變和橫向應(yīng)變結(jié)果。

圖9 鋼板應(yīng)變曲線

從圖9中可以看出，DSW-9～DSW-11局部屈曲點(diǎn)處的豎向應(yīng)變均在荷載達(dá)到屈曲荷載3 700，4 000，2 500 kN時(shí)，其應(yīng)變大于鋼材的屈服應(yīng)變，鋼板先屈服后局部屈曲。而DSW-12雖然鋼板的豎向應(yīng)變隨著荷載的增加達(dá)到了鋼材的屈服應(yīng)變，但在屈曲荷載2 300 kN時(shí)，其應(yīng)變小于屈服應(yīng)變，鋼板為先發(fā)生彈性屈曲而后屈服，且隨著面外局部屈曲的發(fā)展，豎向應(yīng)變?cè)诮咏畲蟪休d力時(shí)會(huì)急劇減小。如果構(gòu)件偏心嚴(yán)重，基于歐拉公式得到的防止構(gòu)件彈性屈曲先于屈服發(fā)生的距厚比限值并不能保證墻鋼板屈服先于屈曲發(fā)生。總體上，4個(gè)試件橫向應(yīng)變?cè)谶_(dá)到試件最大承載力前增長(zhǎng)速度和變形值遠(yuǎn)小于縱向應(yīng)變，且變化規(guī)律基本相同，這是因?yàn)樨Q向是試件的加載方向，且4個(gè)試件均觀測(cè)到發(fā)生橫向局部屈曲；荷載達(dá)到承載力90%左右時(shí)，橫向變形急劇增大。

4個(gè)試件的破壞均為脆性破壞，除DSW-12外，破壞過(guò)程基本相同，先為墻鋼板達(dá)到其材料屈服強(qiáng)度，然后發(fā)生局部屈曲，進(jìn)而發(fā)展為水平貫通屈曲，混凝土壓碎，側(cè)焊縫拉開(kāi)構(gòu)件從而失去承載力。對(duì)拉螺栓的相對(duì)比例雖然對(duì)鋼板混凝土組合墻的軸向受壓剛度、受壓承載力、鋼板的局部屈曲荷載和破壞形態(tài)影響不大，但對(duì)面外局部變形有抑制作用。相同截面、距厚比試件，采用對(duì)拉螺栓的比例越高，破壞時(shí)鋼板局部屈曲變形越小。

3 有限元數(shù)值模擬

3.1 有限元模型

采用有限元軟件ABAQUS建立4個(gè)試件的有限元模型。模型主要包括：鋼板、混凝土、栓釘、對(duì)拉螺栓、加載梁和基礎(chǔ)梁?；炷敛捎肅3D8R實(shí)體單元，鋼板采用S4R殼單元，栓釘采用SPRING2非線性彈簧單元，對(duì)拉螺栓采用綁定約束Tie單元模擬。采用結(jié)構(gòu)化網(wǎng)格劃分方法來(lái)劃分網(wǎng)格，混凝土本構(gòu)采用損傷彈塑性模型[13]，鋼材本構(gòu)采用二次流塑模型，栓釘剪力-滑移曲線采用Ollgaard曲線[14]。鋼板和混凝土之間并設(shè)置接觸單元來(lái)模擬鋼板與混凝土的界面模型。混凝土與鋼板兩者界面的法向接觸和切向粘接滑移，通過(guò)定義接觸來(lái)模擬。由于鋼板與混凝土可以相互分離但不能相互滲透，法線方向的力能夠完全傳遞，可采用“硬接觸”來(lái)模擬。切向方向的上的接觸，采用庫(kù)侖摩擦模型[15]，在達(dá)到一定的臨界值之前，認(rèn)為界面?zhèn)鬟f的剪力τf與法向應(yīng)力P成正比。用公式表示如下：

τf=μfP≤τbond

(1a)

τbond=0.75×[2.314-0.019 5×(B/t)]

(1b)

式中：μf為界面摩擦系數(shù)，取0.6[16]；τbond為界面臨界剪力；B為鋼板的邊長(zhǎng)，取B=(ab)1/2；t為鋼板厚度；a、b分別為矩形鋼板相鄰的兩邊長(zhǎng)。

基礎(chǔ)梁的底面設(shè)置為固定端，在加載梁中心點(diǎn)的正上方設(shè)置參考點(diǎn)，把參考點(diǎn)與加載梁頂面進(jìn)行耦合，采用對(duì)參考點(diǎn)進(jìn)行位移加載的方式進(jìn)行軸向荷載加載。有限元模型和加載方式如圖10所示。

a—有限元模型；b—加載方式。

3.2 有限元與試驗(yàn)結(jié)果對(duì)比

分別對(duì)4個(gè)試件的破壞形態(tài)和加載全過(guò)程曲線進(jìn)行了有限元模擬。圖11給出試件有限元計(jì)算得到的荷載位移曲線與試驗(yàn)曲線的對(duì)比。從圖中可以看出試驗(yàn)曲線的剛度均低于有限元的計(jì)算結(jié)果，模擬得到最大承載力與試驗(yàn)值較為接近，但位移值相對(duì)偏小。除了由于試件制作、材料的不均勻、加載中的偶然偏心等造成的非精確軸心加載外，模擬時(shí)對(duì)拉螺栓直接采用的是鋼板和混凝土在相應(yīng)的節(jié)點(diǎn)上耦合，未考慮其在試驗(yàn)過(guò)程中與混凝土和鋼板的滑移以及破壞，這些都造成計(jì)算位移偏小，剛度偏大。

a—DSW-9；b—DSW-10；c—DSW-11；d—DSW-12。

表2對(duì)文獻(xiàn)[1]的試件DSW-1～DSW-8和本文的DSW-9～DSW-12共計(jì)12個(gè)雙鋼板混凝土組合墻試驗(yàn)得到的構(gòu)件的最大承載力與有限元分析結(jié)果的對(duì)比。從表中數(shù)值可以看出，兩者誤差相差不大，最大誤差為12.6%。其中DSW-6、DSW-7、DSW-11和DSW-12試驗(yàn)得到的最大承載力小于有限元分析結(jié)果，這主要是因?yàn)樵嚰谱髡`差以及加載偶然誤差，其中DSW-11混凝土澆筑不密實(shí)，DSW-12加載梁澆筑不平導(dǎo)致初始偏心，使承載力偏小。

表2 極限承載力對(duì)比

圖12為試件破壞形態(tài)的對(duì)比。圖中有限元模擬結(jié)果為試件達(dá)到破壞荷載時(shí)墻鋼板的面外位移云圖。有限元模擬得到的試件破壞和局部屈曲位置集中在試件上部，這是因?yàn)閿?shù)值模擬時(shí)試件下端邊界條件為固定端，組合墻下半部分受到約束?？傮w來(lái)說(shuō)，試件的破壞部位與模擬結(jié)果相近，模擬與試驗(yàn)結(jié)果吻合較好。4個(gè)試件僅栓釘?shù)牟贾眯问胶蛯?duì)拉螺栓的相對(duì)比例不同，連接件形式對(duì)試件最終破壞形態(tài)和承載力影響不大。從圖中可以看出，試件破壞時(shí)，鋼板的面外位移DSW-12最小，DSW-11最大，DSW-9和DSW-10介于兩者之間，其中DSW-12的剪力連接件全為對(duì)拉螺栓，DSW-11為全栓釘，DSW-9和DSW-10對(duì)拉螺栓和栓釘按一定比例布置，由此可知，對(duì)拉螺栓對(duì)鋼板面外變形的發(fā)展有明顯的抑制作用。

a—DSW-9；b—DSW-10；c—DSW-11；d—DSW-12。

3.3 參數(shù)分析

為了進(jìn)一步分析對(duì)拉螺栓和栓釘比例不同對(duì)雙鋼板混凝土組合墻軸向受力性能影響，采用有限元軟件對(duì)不同的有限元模型進(jìn)行軸向受力全過(guò)程的參數(shù)分析。模型墻高均為1 200 mm，內(nèi)部混凝土截面尺寸為200 mm×800 mm，混凝土強(qiáng)度等級(jí)為C30；墻鋼板厚5 mm，側(cè)鋼板厚8 mm，鋼板采用Q235；連接件間距為90 mm，距厚比為18。連接件共12排9列。對(duì)拉螺栓和栓釘按比例間隔布置，比例分別為：1∶2、1∶5、1∶8、1:11、2∶1、5∶1、8∶1、11∶1、全為對(duì)拉螺栓和全為栓釘，共10個(gè)模型。由于計(jì)算得到的部分模型荷載-位移曲線重合，因此給出具有代表性的其中5個(gè)模型的軸向荷載位移曲線如圖13所示。

圖13 參數(shù)分析結(jié)果

從圖13可以看出，模型其他參數(shù)不變，只改變連接件對(duì)拉螺栓和栓釘?shù)谋壤?個(gè)模型得到的最大承載力基本相同。加載初期，模型的初始剛度基本相同，隨著荷載的增加，連接件全為栓釘模型的剛度最小，全為對(duì)拉螺栓的模型剛度最大，其他3個(gè)模型介于中間?？偟脕?lái)說(shuō)隨著對(duì)拉螺栓數(shù)量的增多，剛度略微增大。螺栓和栓釘比例為1∶2、1∶5和全為栓釘?shù)?個(gè)模型的荷載和位移曲線幾乎重合，全為螺栓和螺栓和栓釘比例為2∶1的兩個(gè)模型荷載位移曲線上升段也幾乎重合。且由有限元分析可知，5個(gè)模型出現(xiàn)局部屈曲的荷載也基本相同均在9 000 kN左右，且均發(fā)生屈服先于屈曲的的破壞。

綜合以上試驗(yàn)和參數(shù)分析結(jié)果，雙鋼板混凝土組合墻在距厚比保證不發(fā)生局部屈曲先于屈服破壞的情況下，距厚比相同，連接件中對(duì)拉螺栓和栓釘?shù)南鄬?duì)比例對(duì)組合墻承載力和豎向變形影響不大，但對(duì)拉螺栓在一定程度上可以減少局部屈曲發(fā)生時(shí)的面外變形和加強(qiáng)整體剛度。且在實(shí)際工程中，對(duì)拉螺栓連接件施工不便，常采用在兩鋼板件焊接對(duì)拉鋼筋來(lái)代替，對(duì)拉螺栓數(shù)量過(guò)多會(huì)影響墻內(nèi)部混凝土的澆筑和振搗，難以保證混凝土密實(shí)性。因此，建議對(duì)拉螺栓的數(shù)量小于栓釘數(shù)量，但不能過(guò)少，建議兩者之比為1∶2為宜，按比例間隔布置。

4 結(jié) 論

對(duì)4個(gè)鋼板混凝土組合墻進(jìn)行了軸壓試驗(yàn)和有限元數(shù)值模擬，分析了連接件形式不同對(duì)鋼板混凝土組合墻受力、變形和破壞形式的影響。得到如下結(jié)論：

1)4個(gè)試件的破壞均為脆性破壞，除DSW-12外，破壞過(guò)程基本相同，墻鋼板首先發(fā)生屈服，然后出現(xiàn)局部屈曲，進(jìn)而發(fā)展為水平貫通屈曲，混凝土壓碎，側(cè)焊縫拉開(kāi)構(gòu)件從而失去承載力。

2)鋼板發(fā)生屈服或局部屈曲時(shí)，荷載-位移曲線斜率無(wú)明顯改變，鋼板出現(xiàn)屈服或面外屈曲時(shí)對(duì)試件整體剛度影響不大。

3)對(duì)拉螺栓的相對(duì)比例對(duì)鋼板混凝土組合墻的軸向受壓剛度、承載力、鋼板的局部屈曲荷載和破壞形態(tài)影響不大，但對(duì)局部變形有抑制作用。相同截面、距厚比試件，采用對(duì)拉螺栓的比例越高，破壞時(shí)鋼板局部屈曲變形越小。

4)對(duì)試件進(jìn)行了加載全過(guò)程的有限元數(shù)值分析，對(duì)比了荷載-位移全曲線，總體上數(shù)值模擬的試件初始彈性剛度要大于試驗(yàn)結(jié)果，最大承載力相差不大。模擬所得試件破壞形態(tài)也與試驗(yàn)結(jié)果較為吻合。數(shù)值模擬方法的參數(shù)設(shè)置合理，分析方法可行，為進(jìn)一步開(kāi)展鋼板混凝土組合墻受力和變形性能影響因素參數(shù)分析奠定了基礎(chǔ)。