雙鋼板-混凝土組合墻局部屈曲性能試驗(yàn)

劉陽冰,王 爽,劉晶波,牛箐蕾,曹天峰

(1.南陽理工學(xué)院土木工程學(xué)院,河南 南陽 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-混凝土組合墻局部屈曲性能試驗(yàn)

劉陽冰1,王 爽1,劉晶波2,牛箐蕾1,曹天峰3

(1.南陽理工學(xué)院土木工程學(xué)院,河南 南陽 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)

進(jìn)行了4片雙鋼板-混凝土組合墻軸向受壓試驗(yàn),分析鋼板強(qiáng)度和距厚比(抗剪連接件間距與鋼板厚度比值)對外鋼板局部屈曲位置、臨界荷載、破壞類型的影響規(guī)律。結(jié)果表明:在豎向的2個連接件和4個連接件中部位置的鋼板容易發(fā)生屈曲,且鋼材強(qiáng)度越高,防止試件發(fā)生屈曲先于屈服局部彈性屈曲破壞的距厚比限值越小;距厚比僅對構(gòu)件的破壞類型、局部屈曲的臨界荷載影響較大。在試驗(yàn)研究基礎(chǔ)上,采用理論分析,推導(dǎo)了防止鋼板發(fā)生局部彈性屈曲破壞的距厚比限值公式,并采用國內(nèi)外試驗(yàn)研究數(shù)據(jù)和數(shù)值模擬分析方法對公式的適用性進(jìn)行驗(yàn)證,進(jìn)一步修正了防止雙鋼板-混凝土組合墻發(fā)生局部彈性屈曲破壞的距厚比限值設(shè)計(jì)公式。

雙鋼板-混凝土組合墻;局部屈曲;軸壓;性能試驗(yàn);距厚比

雙鋼板-混凝土組合墻是由置于兩側(cè)的2片鋼板和內(nèi)部混凝土通過抗剪連接件連接組成的新型豎向組合構(gòu)件和抗側(cè)力構(gòu)件。外側(cè)鋼板對內(nèi)部混凝土有約束作用,對提高混凝土強(qiáng)度、變形和抑制混凝土裂縫和過早壓潰具有積極作用;而內(nèi)部混凝土和連接件的存在又可以限制外鋼板的局部屈曲。雙鋼板-混凝土組合墻已在國內(nèi)外核電站廠房得到廣泛應(yīng)用,近年來逐漸應(yīng)用于城市道路橋梁、高層建筑等許多領(lǐng)域,是改善混凝土剪力墻抗震性能的重要發(fā)展方向之一,已成為工程研究的熱點(diǎn)[1-2]。

雙鋼板-混凝土組合墻通過鋼板與混凝土的有效組合,從而共同發(fā)揮作用和優(yōu)勢;如果外鋼板在屈服前發(fā)生局部彈性屈曲,會造成外鋼板與混凝土分離,從而影響組合墻體作用的發(fā)揮。國內(nèi)外對雙鋼板-混凝土組合墻在軸向荷載作用下,外鋼板的局部彈性屈曲進(jìn)行了一定的研究。文獻(xiàn)[1]完成了4片雙鋼板-混凝土組合墻的軸心受壓試驗(yàn),初步分析了距厚比對組合墻破壞模式的影響規(guī)律。文獻(xiàn)[3]和[4]通過對4片雙鋼板-混凝土組合墻的軸壓試驗(yàn)和理論推導(dǎo),給出了鋼板彈性屈曲應(yīng)變的理論公式。文獻(xiàn)[5]通過組合墻的系列試驗(yàn),研究栓釘間距對鋼板局部屈曲的影響規(guī)律。文獻(xiàn)[6]統(tǒng)計(jì)分析了日本核電站鋼板-混凝土組合墻結(jié)構(gòu)軸向受壓試驗(yàn)的結(jié)果,并基于歐拉公式初步給出了外鋼板局部屈曲的長細(xì)比限值。文獻(xiàn)[7]采用正交各向異性板理論和能量原理推導(dǎo)了在單軸壓下防止鋼板屈曲的栓釘間距與鋼板厚度的限值。文獻(xiàn)[8]進(jìn)行了足尺的雙層壓型鋼板-混凝土組合墻軸心受壓性能試驗(yàn),結(jié)果表明由于鋼板的局部屈曲,鋼板和混凝土均未達(dá)到其屈服應(yīng)力。文獻(xiàn)[9]和[10]分別研究了在軸壓和偏壓荷載作用下組合柱中外鋼板的局部屈曲性能。

已有的防止鋼板在軸向荷載作用下發(fā)生局部彈性屈曲的建議方法大多基于彈性理論分析,且不同方法得到的結(jié)果差別較大,適應(yīng)范圍有很強(qiáng)的局限性。因此,筆者基于已有的研究成果,采用試驗(yàn)研究和有限元數(shù)值模擬的方法對雙鋼板-混凝土組合墻外鋼板的局部屈曲性能進(jìn)行研究,提出雙鋼板-混凝土組合墻在軸向荷載作用下外鋼板防止局部彈性屈曲的設(shè)計(jì)計(jì)算方法。

1 試 驗(yàn) 研 究

表1 試件基本信息

1.1 試驗(yàn)概況

在文獻(xiàn)[1]試件DSW-1～DSW-4組合墻試驗(yàn)的基礎(chǔ)上,設(shè)計(jì)了4片雙鋼板-混凝土組合墻試件,編號為DSW-5到DSW-8,4個試件的連接件間距和外鋼板的鋼材牌號與文獻(xiàn)[1]不同。為了便于比較,表1中給出8個試件的基本信息。表1中s為抗剪連接件(栓釘和對拉螺栓)的間距,t為墻鋼板的厚度,s/t為抗剪連接件間距與鋼板厚度的比值(簡稱距厚比)。側(cè)鋼板距厚比均為12。

試件底部和頂部分別設(shè)置鋼筋混凝土基座梁和加載梁,與組合墻混凝土整體澆筑,試件總高度均為1 300 mm,墻凈高為800 mm,墻鋼板厚度t均為3 mm,側(cè)鋼板厚度為8 mm,混凝土厚度為160 mm,墻總厚度為166 mm,試件的具體設(shè)計(jì)外形尺寸和連接構(gòu)造參照文獻(xiàn)[1]。鋼板采用Q345和Q235鋼,內(nèi)填C50細(xì)石混凝土。墻鋼板和側(cè)鋼板上設(shè)置焊接栓釘和對拉螺栓,以保證鋼板和混凝土共同工作,直徑均為6 mm。圖1以DSW-6為例,給出栓釘和對拉螺栓及應(yīng)變片布置。

圖1 DSW-6抗剪連接件及應(yīng)變片布置(單位:mm)Fig.1 Layout of shear connector and strain gage of DSW-6 (units: mm)

圖2 加載裝置Fig.2 Loading device

根據(jù)相關(guān)規(guī)定方法[11-12]測得的混凝土和3 mm厚的Q235鋼板和Q345鋼板的材性試驗(yàn)結(jié)果表明,實(shí)測立方體抗壓強(qiáng)度在37.1～52.4 MPa之間,變化范圍較大,可以在一定程度上反映混凝土強(qiáng)度的影響。

采用重慶大學(xué)結(jié)構(gòu)工程實(shí)驗(yàn)室20 MN微機(jī)控制電液伺服壓剪試驗(yàn)機(jī)對試件施加軸向壓力,軸向荷載通過試驗(yàn)機(jī)數(shù)據(jù)采集系統(tǒng)讀取;在試件的正面、背面以及側(cè)面鋼板表面粘貼應(yīng)變片,測量鋼板的局部應(yīng)變。在加載梁和基礎(chǔ)梁之間布置位移計(jì),測量試件兩邊的豎向變形。圖2分別給出試驗(yàn)加載裝置布置和試件實(shí)際加載圖片。試驗(yàn)采用力和位移控制單調(diào)軸向加載[1]。

1.2 試驗(yàn)結(jié)果分析

1.2.1 試驗(yàn)現(xiàn)象

試件DSW-5:加載至1 100 kN時,墻體鋼板的中部位置出現(xiàn)局部屈曲;加載至4 000 kN時,背面鋼板形成水平向的貫通屈曲,如圖3(a)所示;加載至5 080 kN時,聽到對拉螺栓斷裂聲,隨后背面鋼板局部屈曲與側(cè)鋼板連接處的焊縫被拉開,壓碎的混凝土從內(nèi)部流出,試件破壞。

圖3 外鋼板局部屈曲Fig.3 Local buckling of outer specimens

試件DSW-6:加載至2 000 kN時,墻體正面中部偏右側(cè)位置處鋼板發(fā)生局部屈曲;加載至4 500 kN時,局部屈曲變形增大,如圖3(b)所示,并有對拉螺栓斷裂聲音發(fā)出;加載至4 840 kN時,正面及背面鋼板均出現(xiàn)明顯的鋼板“折痕”,隨后在局部屈曲變形位置與側(cè)鋼板連接處的焊縫被突然拉開,內(nèi)部壓碎混凝土從焊縫拉開處脫落,試件破壞。

試件DSW-7:加載至3 000 kN時,鋼板正面出現(xiàn)局部屈曲;加載至5 100 kN時,背面鋼板形成水平向局部貫通屈曲,圖3(c)為裂縫拉開前背面鋼板局部變形,此時不斷聽到鋼板和對拉螺栓斷裂的響聲,緊接著側(cè)鋼板與墻鋼板焊縫被拉開,內(nèi)部壓碎混凝土流出,試件破壞。

試件DSW-8:加載至3 800 kN時,正面鋼板發(fā)生局部屈曲;加載至5 900 kN時,不斷聽到鋼板響聲和對拉螺栓斷裂的響聲,內(nèi)部混凝土壓碎,緊接著墻正面鋼板局部屈曲位置與側(cè)鋼板連接處的焊縫被拉開,側(cè)鋼板屈曲,壓碎的混凝土從拉開的缺口處脫落,如圖3(d)所示。

4個試件在焊縫拉開前,側(cè)鋼板均未觀測到明顯的屈曲,敲擊鋼板未聽到空洞聲,說明側(cè)鋼板在焊縫拉開前與混凝土沒有明顯分離,均未發(fā)生局部屈曲。

1.2.2 試驗(yàn)結(jié)果分析

8個試件的破壞均為脆性破壞,在混凝土壓碎、焊縫拉開前,墻鋼板均出現(xiàn)不同程度的局部屈曲變形。對于相同牌號的鋼材,出現(xiàn)局部屈曲時對應(yīng)的臨界荷載并不相同。根據(jù)試件發(fā)生局部屈曲時的平均軸向應(yīng)變ε與鋼材屈服應(yīng)變εy的比值,把試件的破壞分為2類:第Ⅰ類為鋼板屈曲先于屈服發(fā)生的局部彈性屈曲破壞,第Ⅱ類為鋼板屈服先于屈曲的鋼板屈服混凝土壓碎破壞,其中第Ⅰ類破壞為工程中需要避免的破壞類型。表2給出試件局部屈曲發(fā)生時的臨界荷載、ε/εy及試件破壞類型。

從表2可知,對于相同材料的試件,臨界荷載隨著距厚比的增大而減小,破壞形式從鋼板屈服先于屈曲的第Ⅱ類破壞變化到鋼板屈曲先于屈服的第Ⅰ類破壞;2類破壞之間存在距厚比限值,當(dāng)距厚比大于該限值時會發(fā)生局部彈性屈曲的第Ⅰ類破壞,當(dāng)距厚比小于或等于該限值時發(fā)生第Ⅱ類破壞。鋼材屈服強(qiáng)度不同,試件發(fā)生第Ⅱ類破壞的距厚比限值也不同,鋼材屈服強(qiáng)度越高,發(fā)生第Ⅱ類破壞所需的距厚比限值越小,栓釘間距越小。由于試件不是同批次澆筑,混凝土強(qiáng)度存在明顯差異,但試驗(yàn)結(jié)果仍可說明混凝土強(qiáng)度的大小對試件的破壞模式影響不明顯。

表2 試件屈曲臨界荷載與破壞類型

2 外鋼板局部屈曲理論分析

根據(jù)試驗(yàn)現(xiàn)象分析,雙鋼板-混凝土組合墻在軸向受壓時墻鋼板發(fā)生局部屈曲的位置有2處:上下2個栓釘?shù)闹胁亢?個栓釘包圍的正方形鋼板中部。在水平方向2個栓釘之間的部位未發(fā)現(xiàn)局部屈曲。因此,要防止鋼板發(fā)生局部彈性屈曲的第Ⅰ類破壞,只需保證在發(fā)生局部屈曲位置上的鋼板屈服先于屈曲發(fā)生,即保證相鄰上下2排栓釘之間的鋼板屈服先于屈曲發(fā)生,這樣就能從整體上防止鋼板局部屈曲過早發(fā)生,從而防止產(chǎn)生第Ⅰ類破壞。

針對上述發(fā)生局部屈曲位置的鋼板,選取不同的計(jì)算分析模型單元,分別采用軸心受壓構(gòu)件的歐拉公式和單向受壓四邊簡支板公式的彈性彎曲屈曲理論[13]來分析其屈曲的臨界應(yīng)力和臨界應(yīng)變,初步給出距厚比限值的計(jì)算公式。

圖4 彈性屈曲分析模型Fig.4 Analysis model of elastic buckling

2.1 基于歐拉公式的墻鋼板屈曲分析

對于雙鋼板-混凝土組合墻軸心受壓構(gòu)件,總體上在鋼板發(fā)生局部屈曲前混凝土的豎向變形相對于栓釘間距s很小,而栓釘整個嵌入混凝土中,未發(fā)現(xiàn)栓釘在鋼板屈曲前發(fā)生破壞,因此可以把栓釘作為鋼板的支撐點(diǎn),采用下端固定、上端簡支的半固定支承條件[3]。選用栓釘兩側(cè)各s/2長度作為計(jì)算單元,如圖4中的陰影所示。

設(shè)鋼板厚度為t,根據(jù)壓桿臨界力的歐拉公式[13],可以將其看作截面為st、長為s的壓桿,求得臨界應(yīng)力σcr為

(1)

式中:Es——鋼材的彈性模量;I——截面慣性矩;k——屈曲參數(shù),與支承形式有關(guān),半固定支承取0.7。

將式(1)兩端均除以Es,得到屈曲臨界應(yīng)變εcr為

(2)

當(dāng)εcr大于或等于屈服應(yīng)變εy時,墻鋼板屈服先于屈曲,發(fā)生第Ⅱ類破壞。因此可以得到距厚比s/t需要滿足如下要求:

(3)

對于Q235鋼和Q345鋼2組試件，材性試驗(yàn)得到εy為0.13%和0.18%，將其分別代入式(3)，可得距厚比s/t限值如下：Q235鋼s/t≤35，Q345鋼s/t≤30。將該距厚比限值用于驗(yàn)證8個試件：當(dāng)s/t小于或等于限值時，試件發(fā)生屈服先于屈曲的第Ⅱ類破壞；當(dāng)s/t大于限值時，發(fā)生屈曲先于屈服的第I類破壞。對比表2，試件DSW-3的距厚比為25，小于限值30，按歐拉公式應(yīng)發(fā)生屈服先于屈曲的第Ⅱ類破壞，但實(shí)際情況為第I類破壞，不符合限值要求；其余7個試件均符合。

圖5 單板彈性屈曲分析模型Fig.5 Elastic buckling analysis model of single steel plate

2.2 基于單板穩(wěn)定理論的墻鋼板屈曲分析

雙鋼板-混凝土組合墻僅在軸向荷載作用下,外鋼板承受的為單向的均勻壓力;對于4個栓釘包圍的正方形鋼板,板有微小的變形時,栓釘可以在板的平面內(nèi)自由移動,因此板可以近似為四邊簡支的板來進(jìn)行彈性屈曲分析[3,8-9]。如圖5所示選用栓釘包圍的邊長為s的鋼板作為計(jì)算單元。

根據(jù)四邊簡支板單向受壓時的臨界應(yīng)力σcr簡化計(jì)算公式[13]得

(4)

式中:ν——泊松比,取0.3。

采用2.1節(jié)相同的方法,可以推導(dǎo)出εcr和防止鋼板屈曲先于屈服發(fā)生的s/t限值如下:

(5)

(6)

式中:fy——鋼材的屈服強(qiáng)度。

同樣根據(jù)鋼板的材料性能試驗(yàn)結(jié)果，將對應(yīng)的數(shù)值代入，可得Q235鋼s/t≤52，Q345鋼s/t≤45。將該結(jié)果用于驗(yàn)證8個試件，除DSW-4、DSW-7、DSW-8符合要求外，其余試件均不符合要求。將該結(jié)果與前述結(jié)果(Q235鋼s/t≤35，Q345鋼s/t≤30)進(jìn)行比較，明顯看出基于歐拉公式分析得到的距厚比限值小于基于單板穩(wěn)定理論式的限值。采用不同的理論和假定得到的防止鋼板發(fā)生局部彈性屈曲第Ⅰ類破壞的距厚比s/t限值不同，歐拉公式得到的結(jié)果相對保守。將歐拉理論得到的限值用于雙鋼板-混凝土組合墻的設(shè)計(jì)，不能完全保證試件發(fā)生鋼板屈服先于屈曲的第Ⅱ類破壞。因此，有必要在理論分析的基礎(chǔ)上，對公式的適用性進(jìn)行進(jìn)一步討論，以便得到普遍適用的防止雙鋼板-混凝土組合墻發(fā)生局部彈性屈曲破壞的距厚比限值設(shè)計(jì)公式。

3 試驗(yàn)及有限元驗(yàn)證分析

為了進(jìn)一步驗(yàn)證基于歐拉公式距厚比限值表達(dá)式(式(3))的適用性和可靠性,在收集已有國內(nèi)外31個雙鋼板-混凝土組合墻試驗(yàn)結(jié)果的基礎(chǔ)上,進(jìn)行了鋼板屈曲影響因素?cái)?shù)值分析。在試驗(yàn)截面的基礎(chǔ)上,變化鋼板壁厚和栓釘間距,鋼材采用Q235鋼,混凝土為C60,鋼板厚度取3 mm、4 mm、5 mm和6 mm,距厚比s/t在15～75之間變化,共23個試件,進(jìn)行軸心受壓的全過程分析。

3.1 有限元模型和鋼板屈曲判定方法

圖6 有限元模型Fig.6 Finite element model

采用ABAQUS有限元分析軟件進(jìn)行軸向荷載作用下的軸心受壓分析;墻體混凝土采用8節(jié)點(diǎn)的三維線性縮減積分單元(C3D8R),采用混凝土損傷塑性模型;鋼板采用4節(jié)點(diǎn)的三維線性縮減積分單元(S4R),鋼材采用二次流塑模型;栓釘采用非線性彈簧單元(SPRING2),栓釘剪力-滑移曲線采用Ollgaard曲線[14];對拉螺栓采用MPC綁定約束(Tie)來模擬,使對拉螺栓處的混凝土和鋼板節(jié)點(diǎn)的六個自由度相同;設(shè)置接觸單元來模擬鋼板與混凝土的界面模型。圖6為有限元模型。

在雙鋼板-混凝土組合墻中,鋼板平面外變形受到混凝土和剪力連接件(栓釘、對拉螺栓)的約束,組合墻承載力對鋼板屈曲的敏感性顯著降低。由于模型引入了鋼板的初始缺陷,在初始時刻鋼板與混凝土之間就存在接觸分離的現(xiàn)象,因此鋼板首次局部屈曲的判定條件為在新的位置發(fā)生鋼板和混凝土的接觸分離,在ABAQUS后處理中可以查看到接觸面的接觸分離距離(COPEN),并以此得出鋼板的彈性屈曲臨界荷載和相應(yīng)的軸向應(yīng)變。

3.2 試驗(yàn)及有限元驗(yàn)證分析

圖7 鋼板受壓局部屈曲試驗(yàn)與數(shù)值模擬數(shù)據(jù)Fig.7 Experimental and numerical data for local buckling of steel plate under compressive load

根據(jù)式(2)繪制鋼板屈曲應(yīng)變的歐拉曲線,為了便于比較不同的試驗(yàn)構(gòu)件及有限元計(jì)算結(jié)果,將式(2)兩端分別除以屈服應(yīng)變εy,如圖7中虛線所示。

圖7中分散的數(shù)據(jù)點(diǎn)為收集到的國內(nèi)外試驗(yàn)數(shù)據(jù)[1,3-6]和本文試驗(yàn)數(shù)據(jù)以及數(shù)值模擬的結(jié)果。從圖7可以看出,數(shù)據(jù)點(diǎn)的分布趨勢總體上符合軸心受壓桿(一端固定一端鉸支)歐拉臨界應(yīng)變曲線。從圖中的歐拉曲線可以看出,εcr/εy大于或等于1、橫坐標(biāo)小于或等于1.296時(歐拉曲線與水平線εcr/εy=1的交點(diǎn),圖中x=1.296豎向點(diǎn)畫線左側(cè)),從理論上可以保證鋼板屈服先于局部屈曲,對應(yīng)于距厚比s/t滿足式(3)的要求。但在圖7中網(wǎng)格陰影部分范圍內(nèi),試驗(yàn)和數(shù)值模擬的距厚比雖符合式(3)的要求,即橫坐標(biāo)的數(shù)值小于或等于1.296,位于點(diǎn)畫線線x=1.296的左側(cè),但局部屈曲時鋼板的應(yīng)變小于屈服應(yīng)變,發(fā)生了鋼板屈曲先于屈服的第Ⅰ類局部彈性屈曲破壞,這說明式(3)給出的距厚比限值不能完全保證,墻鋼板的屈服先于屈曲。

從圖7中還可以看出,在橫坐標(biāo)小于或等于1時,縱坐標(biāo)沒有出現(xiàn)小于1的數(shù)值,即在圖中灰色陰影部分無數(shù)據(jù)點(diǎn),這說明當(dāng)橫坐標(biāo)小于或等于1時,可以保證鋼板屈服先于屈曲,發(fā)生第Ⅱ類破壞。

通過以上分析,得到保證軸心受壓構(gòu)件鋼板屈服先于屈曲發(fā)生的距厚比限值公式如下:

(7)

即

(8)

將式(8)與式(3)進(jìn)行對比,式(8)對防止雙鋼板-混凝土組合墻發(fā)生第Ⅰ類局部彈性屈曲破壞的最大距厚比取值更小,比歐拉公式對距厚比限值的要求更嚴(yán)格,對于軸向荷載作用下的雙鋼板-混凝凝土組合墻具有普遍適用性;當(dāng)該類組合墻設(shè)計(jì)距厚比在公式(8)所要求的限值內(nèi)時,鋼板的屈服先于屈曲,發(fā)生第Ⅱ類破壞。

4 結(jié) 論

a. 在已有4個組合墻的試驗(yàn)基礎(chǔ)上,又進(jìn)行了4個雙鋼板-混凝土組合墻的軸向受壓性能試驗(yàn),對其試驗(yàn)現(xiàn)象、破壞模式和外鋼板局部屈曲的臨界荷載進(jìn)行分析。對于同一組試件,隨著距厚比增大,墻鋼板局部屈曲的臨界荷載減小。鋼板鋼材屈服強(qiáng)度越高,防止試件發(fā)生局部彈性屈曲的距厚比限值越小。距厚比和鋼材屈服強(qiáng)度是影響外鋼板屈曲的主要因素,混凝土強(qiáng)度影響很小。

b. 采用軸心受壓構(gòu)件的歐拉公式和單向受壓四邊簡支板2種不同的理論計(jì)算方法對外鋼板局部屈曲的臨界應(yīng)力和臨界應(yīng)變進(jìn)行理論分析,初步給出防止鋼板發(fā)生局部彈性屈曲破壞的距厚比限值計(jì)算公式。

c. 采用已有試驗(yàn)和有限元數(shù)值模擬方法對距厚比限值公式的適用性進(jìn)行分析,給出了普遍適用的防止雙鋼板-混凝土組合墻外鋼板發(fā)生局部彈性屈曲破壞的距厚比限值建議公式。為該類組合墻體在復(fù)合受力狀態(tài)下外鋼板防止局部彈性屈曲距厚比限值設(shè)計(jì)公式的提出奠定基礎(chǔ),也為該類結(jié)構(gòu)的設(shè)計(jì)提供參考。

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Experimental study on local buckling behavior of composite walls with double steel plates and filled concrete

LIU Yangbing1, WANG shuang1, LIU Jingbo2, NIU Qinglei1, CAO Tianfeng3

(1.CollegeofCivilEngineering,NanyangInstituteofTechnology,Nanyang473004,China; 2.Department.ofCivilEngineering,TsinghuaUniversity,Beijing100084,China; 3.CollegeofCivilEngineering,ChongqingUniversity,Chongqing400045,China)

Four composite walls with double steel plates and filled concrete were tested under axial compressive loads, and the effects of the strength and distance-to-thickness ratio (the ratio of the distance between shear connectors to the steel plate thickness) of a steel plate on the local buckling position, critical loading, and failure modes were analyzed. Test results indicate that local buckling tends to occur in the middle between two vertical connectors and in the middle part of the area surrounded by four connectors. The limit value of the distance-to-thickness ratio that prevents local buckling failure from occurring before yielding failure decreases with the increase of the strength of steel. The distance-to-thickness ratio has a significant influence on the failure mode and critical load of local buckling. Based on the analysis of experiments, the formula for the limit value of the distance-to-thickness ratio that prevents local elastic buckling failure was derived. The applicability of the formula was verified by the existing experimental data and numerical analysis, and the formula was further modified.

composite walls with double steel plates and concrete; local buckling; axial compression; behavior experiment; distance-to-thickness ratio

10.3876/j.issn.1000-1980.2017.04.006

2016-11-15

國家科技重大專項(xiàng)(2011ZX06002-10);河南省高等學(xué)校重點(diǎn)科研資助項(xiàng)目(16B560005);河南省自然科學(xué)基金(152300410016)

劉陽冰(1979—),女,河南南陽人,講師,博士,主要從事工程結(jié)構(gòu)抗震研究。E-mail:liuyangbing@tsinghua.org.cn

TU192；TU398

A

1000-1980(2017)04-0317-07