新型雙鋼板-混凝土組合墻軸心受壓性能研究

嚴(yán)加寶，陳安臻，王 濤

(1.天津大學(xué)建筑工程學(xué)院，天津300350；2.天津大學(xué)濱海土木工程結(jié)構(gòu)與安全教育部重點(diǎn)實(shí)驗(yàn)室，天津300350；3.中國(guó)地震局地震工程與工程振動(dòng)重點(diǎn)實(shí)驗(yàn)室，黑龍江，哈爾濱150080)

隨著社會(huì)的進(jìn)步，人們對(duì)建筑功能的要求越來(lái)越高，一般的結(jié)構(gòu)形式已無(wú)法滿(mǎn)足人們生活和生產(chǎn)的需求，雙鋼板-混凝土組合結(jié)構(gòu)就是在這樣的時(shí)代背景下應(yīng)運(yùn)而生的。雙鋼板-混凝土組合結(jié)構(gòu)作為一種新型的組合結(jié)構(gòu)形式，將剪力連接件連接的兩塊外包鋼板作為結(jié)構(gòu)骨架，中間澆筑混凝土，依靠鋼和混凝土的協(xié)同工作來(lái)抵抗外力[1]。由于鋼板的存在，可以作為混凝土的澆筑模板以提高施工效率，而中間混凝土也會(huì)起到防止鋼板過(guò)早屈曲的作用[2]，使得雙鋼板-混凝土組合結(jié)構(gòu)廣泛應(yīng)用在高層建筑、核電站和極地抗冰墻等結(jié)構(gòu)形式中。國(guó)內(nèi)外眾多學(xué)者對(duì)雙鋼板-混凝土組合墻的結(jié)構(gòu)形式和受力性能進(jìn)行了研究。Wright 等[3-4]在鋼混組合樓板的研究基礎(chǔ)上提出了采用外包壓型鋼板的鋼板混凝土組合剪力墻，同時(shí)對(duì)13個(gè)壓型鋼板剪力墻進(jìn)行了軸心受壓試驗(yàn)，試驗(yàn)結(jié)果表明，由于壓型鋼板和混凝土之間沒(méi)有連接構(gòu)造措施，兩者的協(xié)同工作性能較差。聶建國(guó)等[5]對(duì)5個(gè)剪跨比為1.0的采用栓釘抗剪連接件的雙鋼板-混凝土組合剪力墻試件進(jìn)行了擬靜力試驗(yàn)，研究在低周往復(fù)荷載作用下剪力墻的受力性能和破壞模式等，試驗(yàn)結(jié)果表明軸壓比、距厚比對(duì)試件的抗震性能影響顯著。Clubley 等[6]對(duì)12個(gè)Bi-steel連接的雙鋼板-混凝土組合墻進(jìn)行了推出試驗(yàn)，試驗(yàn)結(jié)果表明Bi-steel鋼混組合剪力墻具有較好的延性和承載力。Liew 等[7]提出了采用J 型鉤連接的雙鋼板-混凝土組合結(jié)構(gòu)，進(jìn)行了推出試驗(yàn)和梁的受彎等試驗(yàn)，試驗(yàn)結(jié)果表明J 型鉤能很好地滿(mǎn)足鋼混組合結(jié)構(gòu)的協(xié)同工作效應(yīng)以抵御外部荷載。韋芳芳等[8]通過(guò)ABAQUS軟件建立4個(gè)組合墻的有限元模型，提出了組合墻的軸壓承載力計(jì)算公式。王威等[9]對(duì)波形鋼板組合墻進(jìn)行低周反復(fù)加載試驗(yàn)，發(fā)現(xiàn)波形鋼板剪力墻具有較好的變形能力和承載能力。Choi 等[10]開(kāi)展6個(gè)雙鋼板-混凝土組合墻的軸壓試驗(yàn)，研究混凝土種類(lèi)和距厚比對(duì)組合墻受壓性能影響規(guī)律，并提出了鋼板屈曲應(yīng)力的計(jì)算模型。Mydin 等[11]進(jìn)行了壓型鋼板內(nèi)置泡沫混凝土組合墻的軸壓試驗(yàn)，提出組合墻極限承載力的計(jì)算模型，發(fā)現(xiàn)理論與試驗(yàn)吻合較好。

不同類(lèi)型的雙鋼板-混凝土組合結(jié)構(gòu)在鋼-混組合界面采用不同連接技術(shù)，常用的機(jī)械連接方式主要有Bi-steel、大頭栓釘和J 型鉤[12]。大頭栓釘作為一種“間接連接”的剪力連接件，依靠栓釘與混凝土之間的摩擦作用提供組合效應(yīng)，但這種作用力并不是很牢靠；J 型鉤是典型的的“半直接連接”的剪力連接件，能夠很好地提升構(gòu)件的整體性，但是施工精度要求高是其不足之處；Bi-steel作為一種“直接連接”的剪力連接件，連接效果最好，但必須采用特殊的摩擦焊接裝置，同時(shí)結(jié)構(gòu)的厚度也會(huì)受約束。綜上所述，發(fā)展一種適用于組合結(jié)構(gòu)的剪力連接件是十分有必要的。

本文在眾學(xué)者的研究基礎(chǔ)上，提出了一種新型剪力連接件，同時(shí)對(duì)采用新型連接件的雙鋼板-混凝土組合墻進(jìn)行了軸壓試驗(yàn)研究，并基于不同標(biāo)準(zhǔn)和規(guī)范對(duì)試驗(yàn)結(jié)果進(jìn)行分析驗(yàn)證。

1 槽鋼抗剪連接件

作為抗剪連接件，應(yīng)該滿(mǎn)足兩個(gè)條件：1)抵抗外部剪切力；2)防止鋼板和混凝土分離。采用槽鋼作為抗剪連接件，不僅能滿(mǎn)足抗剪連接件的受力需求，跟以往的連接件相比，它還具有制作加工方便、構(gòu)件厚度不受限制、成本低等優(yōu)點(diǎn)，是一種典型的“直接連接”的剪力連接件。圖1(a)～圖1(d)描述了槽鋼抗剪連接件制作和結(jié)構(gòu)組裝過(guò)程，大致分為四個(gè)步驟：1)準(zhǔn)備槽鋼、螺栓、螺母和外包鋼板，在槽鋼一側(cè)翼緣以及對(duì)應(yīng)位置鋼板上開(kāi)洞，開(kāi)洞尺寸與螺栓、螺母尺寸對(duì)應(yīng)；2)將槽鋼未開(kāi)洞翼緣焊接至鋼板上，同時(shí)將螺母焊接在槽鋼開(kāi)洞翼緣的內(nèi)測(cè)，并保證洞口重合；3)從鋼板外側(cè)擰入螺栓，使槽鋼翼緣通過(guò)螺栓與鋼板相連接；4)在兩塊鋼板之間澆筑混凝土，即可形成完整的雙鋼板-混凝土組合結(jié)構(gòu)。

圖1 槽鋼連接組合結(jié)構(gòu)制作過(guò)程Fig.1 Fabrication process of composite structure using C-channel

2 試驗(yàn)概況

2.1 試件信息

本試驗(yàn)設(shè)計(jì)制作了6片雙鋼板-混凝土組合墻，編號(hào)為W1～W6，如表1所示。其中W1～W3采用普通混凝土(NWC)，研究剪力連接件豎向間距(Sva)和橫向間距(Sha)對(duì)組合墻受力性能的影響，W4～W6采用超高性能混凝土(UHPC)作為核心混凝土，作為W1～W3的對(duì)照件。

表1 試件信息Table 1 Testing specimen information

組合墻的幾何信息見(jiàn)圖2(a)，豎向間距Sva認(rèn)為是相鄰兩個(gè)槽鋼腹板之間的距離Svw，即：

圖2 組合墻詳細(xì)尺寸/mm Fig.2 Detailed dimensionsof SCScompositewall

對(duì)于橫向間距，由于同一槽鋼在前后側(cè)鋼板的約束形式不同(一面焊接，一面螺栓連接)，考慮不同側(cè)鋼板力學(xué)性能的差異，認(rèn)為槽鋼在不同側(cè)的橫向間距不同，將組合墻橫向間距等效為螺栓間距和相鄰焊條間距的平均值，即：

式中：Shb為螺栓間距；Shr為相鄰焊條間距；Lc為槽鋼翼緣長(zhǎng)度，本文選用50 mm，計(jì)算后的間距信息見(jiàn)表2。

試件采用的槽鋼型號(hào)為12，開(kāi)洞大小及幾何尺寸見(jiàn)圖2(b)。螺栓采用型號(hào)M14×40(直徑×高度=14 mm×40 mm)的A 級(jí)普通螺栓。

2.2 材性試驗(yàn)

試件澆筑時(shí)制作了混凝土立方體試塊，普通混凝土測(cè)得的立方體抗壓強(qiáng)度f(wàn)cu為70.1MPa，UHPC試塊的立方體抗壓強(qiáng)度f(wàn)cu為134.5 MPa，換算成圓柱體抗壓強(qiáng)度f(wàn)c′分別為54.4 MPa 和119.7 MPa。W2、W3[13]采用屈服強(qiáng)度f(wàn)y為235 MPa，極限強(qiáng)度f(wàn)u為349 MPa 鋼板；槽鋼屈服強(qiáng)度σy和極限強(qiáng)度σu分別為235 MPa 和365 MPa。W1、W4～W6采用屈服強(qiáng)度f(wàn)y為332 MPa，極限強(qiáng)度f(wàn)u為467 MPa鋼板；槽鋼屈服強(qiáng)度σy和極限強(qiáng)度σu分別為310 MPa 和448 MPa。螺栓性能等級(jí)8.8級(jí)，屈服強(qiáng)度為640 MPa。

2.3 試件加載及量測(cè)方案

本試驗(yàn)在天津大學(xué)結(jié)構(gòu)試驗(yàn)室1500 t 電液伺服壓力試驗(yàn)機(jī)上進(jìn)行，裝置如圖3(a)所示。加載過(guò)程分為預(yù)加載和正式加載兩部分：預(yù)加載采用力單步控制，加載上限為極限承載力的5%～10%；正式加載采用位移單步控制，加載速率為0.05 mm/min。為準(zhǔn)確量測(cè)試件的位移，試驗(yàn)共布置12個(gè)位移計(jì)，布置方案如圖3(b)所示。通過(guò)上下位移計(jì)的差值得到構(gòu)件的壓縮變形。同時(shí)，在試件鋼板的表面對(duì)稱(chēng)布置應(yīng)變片，通過(guò)威懇德靜態(tài)采集儀記錄數(shù)據(jù)。

圖3 軸壓試驗(yàn)加載過(guò)程Fig.3 Axial compression testing proceeding

表2 槽鋼間距信息Table 2 Spacing of C-channel

2.4 試驗(yàn)現(xiàn)象

采用槽鋼連接的雙鋼板-混凝土組合墻W1～W6的破壞現(xiàn)象具有一般規(guī)律，破壞模式如圖4(a)～圖4(f)。

圖4 試件W1～W6破壞模式Fig.4 Failuremode of W1～W6

W1的破壞模式如圖4(a)。當(dāng)荷載達(dá)到1050 kN時(shí)，位置①鋼板最先發(fā)生輕微局部鼓曲；荷載2855 kN 時(shí)可觀察到位置①鼓曲變大，鋼板與混凝土出現(xiàn)分離；加載至3845 kN 時(shí)，位置②、位置③鋼板接連出現(xiàn)鼓曲現(xiàn)象，同時(shí)Ⅰ處混凝土表面出現(xiàn)第一條裂縫；當(dāng)荷載達(dá)到4200 kN時(shí)，位置④鋼板出現(xiàn)鼓曲；加載至4600 kN 時(shí)，可觀察到位置⑤鋼板與混凝土發(fā)生分離，同時(shí)位置⑥鋼板也出現(xiàn)明顯的鼓曲；最后，當(dāng)荷載達(dá)到4824 kN 時(shí)，試件達(dá)到最大承載力，Ⅱ、Ⅲ混凝土出現(xiàn)裂縫代表混凝土已被壓潰。

W2的破壞模式如圖4(b)。當(dāng)荷載為493 kN時(shí)，位置①、位置②處鋼板發(fā)生輕微鼓曲；當(dāng)荷載為2106 kN時(shí)，位置③、位置④出現(xiàn)鼓曲現(xiàn)象，靠近端板位置⑤緊接著出現(xiàn)鼓曲；加載至2472 kN，靠近試件上方的角部混凝土Ⅰ、Ⅱ發(fā)生開(kāi)裂并伴隨粉末掉落，同時(shí)Ⅲ、Ⅳ混凝土表面也出現(xiàn)裂縫；當(dāng)荷載達(dá)到2940 kN 時(shí)，Ⅳ處混凝土開(kāi)始脫落，同時(shí)能觀察到位置⑥處的鋼板局部鼓曲；最后，當(dāng)荷載為4183 kN時(shí)，試件達(dá)到極限荷載，承載力開(kāi)始下降。

W3的破壞模式如圖4(c)。荷載為1000 kN時(shí)，位置①鋼板最先發(fā)生鼓曲；緊接著當(dāng)荷載增加至1200 kN，位置②繼而出現(xiàn)鼓曲現(xiàn)象；加載至2190 kN 時(shí)，位置③、位置④鋼板出現(xiàn)局部鼓曲，同時(shí)位置Ⅰ處混凝土開(kāi)裂；當(dāng)荷載達(dá)到3900 kN時(shí)，各位置的鼓曲加大，逐漸沿著寬度方向形成貫通鼓曲，Ⅱ、Ⅲ處混凝土出現(xiàn)水平和斜向裂縫；最后，荷載達(dá)到4409 kN時(shí)構(gòu)件破壞，可以觀察到連接件之間的鋼板鼓曲明顯，混凝土被壓潰。

W4的破壞模式如圖4(d)。荷載為1725 kN時(shí)，位置①、位置②鋼板最先發(fā)生輕微鼓曲；當(dāng)荷載達(dá)到2750 kN時(shí)，位置③鋼板發(fā)生鼓曲；加載至3730 kN，混凝土表面產(chǎn)生細(xì)小裂縫并伴隨聲響，同時(shí)能觀察到位置④鋼板發(fā)生輕微鼓曲，位置②、位置③位置鋼板鼓曲加大；荷載達(dá)到7160 kN時(shí)，位置④鋼板鼓曲加大，位置①鋼板沿著寬度方向形成貫通鼓曲帶，同時(shí)裂縫逐步開(kāi)展；當(dāng)荷載為9280 kN 時(shí)，位置⑤鋼板也發(fā)生鼓曲，同時(shí)位置②也形成貫通鼓曲；最后，試件在峰值荷載9818 kN時(shí)達(dá)到極限承載力。與普通混凝土較為不同的是，在加載至峰值荷載之前，混凝土表面開(kāi)裂現(xiàn)象不明顯，但是一旦試件達(dá)到極限荷載，試件發(fā)出“砰”的巨大聲響，承載力瞬間喪失。再次觀察試件，混凝土表面能看到明顯的局部裂縫，鋼板鼓曲加劇。

W5的破壞模式如圖4(e)。當(dāng)荷載為850 kN時(shí)，位置①、位置②、位置③處鋼板均發(fā)生輕微鼓曲；當(dāng)荷載為2450 kN 時(shí)，可以觀察到位置①、位置②、位置③出的鋼板鼓曲略微加大，并逐漸與混凝土發(fā)生分離；加載至4850 kN 時(shí)，各鼓曲位置鋼板變形繼續(xù)加大，但未出現(xiàn)新的局部鼓曲；當(dāng)荷載達(dá)到5660 kN 時(shí)，位置④處的鋼板出現(xiàn)輕微鼓曲；加載至6400 kN時(shí)，位置④處的鋼板鼓曲加大；當(dāng)荷載為7640 kN時(shí)，鋼板在位置⑤出現(xiàn)新的鼓曲，同時(shí)可以觀察到混凝土表面Ⅰ位置出現(xiàn)了裂縫，走近觀察時(shí)可以聽(tīng)到試件發(fā)出“滋滋”的聲響，初步斷定是核心混凝土中的鋼纖維相互擠壓造成的。加載至8809 kN 時(shí)，試件達(dá)到極限荷載，與W4類(lèi)似，試件在達(dá)到極限荷載以后，承載力迅速降低，同時(shí)鋼板的變形加劇并出現(xiàn)新的鼓曲現(xiàn)象，靠近下端板的角部混凝土Ⅱ被壓碎。

W6的破壞模式如圖4(f)。當(dāng)荷載從720 kN加載至3140 kN 過(guò)程中，位置①、位置②、位置③鋼板相繼與混凝土發(fā)生輕微分離；加載至3680 kN時(shí)，位置①、位置②、位置③處鋼板出現(xiàn)鼓曲現(xiàn)象；當(dāng)荷載達(dá)到5000 kN時(shí)，上述三個(gè)位置鋼板鼓曲加大，與混凝土形成較大空隙；當(dāng)荷載上升至6190 kN 時(shí)，位置④、位置⑤鋼板發(fā)生輕微分離；加載至6660 kN 時(shí)，頂部位置Ⅰ處混凝土表面產(chǎn)生裂痕，同時(shí)位置⑥鋼板和混凝土發(fā)生分離；當(dāng)荷載為8740 kN時(shí)，觀察到位置④、位置⑥鋼板的鼓曲加大，同時(shí)Ⅰ處混凝土表面有粉末掉落；加載至9730 kN 時(shí)，試件臨近破壞，角部Ⅱ混凝土開(kāi)裂形成豎向裂縫；最后，當(dāng)荷載達(dá)極限承載力9813 kN 后，觀察到位置①處鋼板鼓曲明顯，同時(shí)位置②、位置⑤以及位置③、位置④鋼板上下貫通。

3 試驗(yàn)結(jié)果分析

3.1 荷載-位移曲線(xiàn)

試件W1～W6的荷載-位移曲線(xiàn)對(duì)比如圖5(a)～圖5(c)所示。觀察6條曲線(xiàn)，可以總結(jié)出雙鋼板-混凝土組合墻荷載-位移曲線(xiàn)的一般規(guī)律，如圖5(d)。曲線(xiàn)可以劃分為三個(gè)階段：線(xiàn)性段、非線(xiàn)性段和下降段。在線(xiàn)性階段，試件的豎向位移隨著荷載的增長(zhǎng)而增大，曲線(xiàn)近似為一條直線(xiàn)。從試驗(yàn)現(xiàn)象可知，部分位置鋼板發(fā)生了輕微鼓曲，說(shuō)明鋼板發(fā)生輕微的局部鼓曲對(duì)試件的初始剛度影響很小。當(dāng)線(xiàn)性段即將結(jié)束時(shí)，可以觀察到輕微鼓曲的位置變形逐漸加大。進(jìn)入非線(xiàn)性段后，可以觀察到鋼板鼓曲的速率明顯加快，并伴隨混凝土開(kāi)裂的現(xiàn)象，這說(shuō)明曲線(xiàn)的非線(xiàn)性是由鋼板的鼓曲以及混凝土的開(kāi)裂造成的。非線(xiàn)性階段和下降段的交點(diǎn)即為峰值點(diǎn)，此時(shí)試件達(dá)到最大承載力，位于剪力連接件之間的鋼板沿著寬度方向鼓曲貫通，混凝土被壓潰并伴隨響聲。最后，曲線(xiàn)進(jìn)入下降段并預(yù)示著試件發(fā)生破壞。相較于普通混凝土組合墻，超高性能混凝土組合墻的下降段陡而短，原因是超高性能混凝土的脆性十分明顯，在組合墻達(dá)到極限承載力時(shí)壓潰并瞬間喪失承載力。

圖5 荷載-位移曲線(xiàn)Fig.5 P-Δcurves

3.2 初始剛度和延性系數(shù)

從荷載-位移曲線(xiàn)的線(xiàn)性段可以看出，荷載和位移是呈線(xiàn)性增長(zhǎng)模式，即試件的剛度近似保持不變，本文采用Choi 等[14]提出的計(jì)算方法確定雙鋼板-混凝土組合墻的初始剛度，如式3所示。

式中：P0.3為極限荷載的30%；Δ0.3為P0.3所對(duì)應(yīng)的位移大小。

延性系數(shù)能反映試件塑性變形的能力，采用能量等值法[15]的延性系數(shù)計(jì)算方法，如式(4)所示。

式中：Δu為當(dāng)荷載處于極限荷載的85%(曲線(xiàn)的下降段)時(shí)所對(duì)應(yīng)的極限位移；Δy為根據(jù)能量法確定的屈服位移。

W1～W6的極限承載力、初始剛度和延性系數(shù)見(jiàn)表3。

表3 試件受壓性能參數(shù)Table3 Parametersof SCScompositewallsabout compressive behaviors

3.3 參數(shù)分析

3.3.1豎向間距的影響

W1和W2，W4和W5是用于比較豎向間距帶來(lái)影響的試件，本文從組合墻極限承載力、初始剛度和延性系數(shù)分別進(jìn)行分析。從表3可知，對(duì)于普通混凝土，隨著豎向間距由90 mm 增長(zhǎng)到130 mm，剪力墻的承載力從4824 kN減小到4183 kN，減小幅度13%；初始剛度由1723 kN/mm 減小到1653 kN/mm，降低了4%；延性系數(shù)由標(biāo)準(zhǔn)件的1.88減小至1.38，降低了26%。對(duì)于超高性能混凝土，隨著豎向間距增加，剪力墻承載力從9818 kN降低至8809 kN，減小幅度10%；初始剛度從3503 kN/mm 變?yōu)?542 kN/mm，變化幅度1%；延性系數(shù)由1.27變?yōu)?.32，變化了4%。

從數(shù)據(jù)可以看出，不論是采用普通混凝土還是超高性能混凝土，豎向間距的改變均對(duì)組合墻的承載力和延性有較大的影響，而對(duì)試件的初始剛度影響較小。從受力的角度分析，由于槽鋼豎向間距的增大直接導(dǎo)致鋼板與混凝土之間的連接減弱，降低了鋼板和混凝土之間的協(xié)同作用，導(dǎo)致鋼板過(guò)早的在上下兩排槽鋼之間發(fā)生局部鼓曲，使得鋼板在沒(méi)達(dá)到屈服時(shí)已經(jīng)發(fā)生屈曲破壞，當(dāng)鋼板退出工作后，施加的外荷載主要由混凝土來(lái)承擔(dān)直至混凝土被壓潰，構(gòu)件達(dá)到極限承載力。當(dāng)構(gòu)件進(jìn)入下降段后，試件的延性主要依靠外鋼板對(duì)核心混凝土的約束作用，缺少足夠的剪力連接件將削弱外鋼板對(duì)混凝土的約束效應(yīng)，加快試件的破壞速度。初始剛度主要取決于試件的截面面積和材料性質(zhì)，因此剪力連接件的豎向間距對(duì)組合墻的初始剛度影響不明顯。

3.3.2橫向間距的影響

W1和W3，W4和W6用于分析橫向間距對(duì)組合墻受壓力學(xué)性能的影響。從表3可以直觀看出，對(duì)于普通混凝土，隨著橫向間距的增大，極限承載力、剛度和延性系數(shù)分別降低了9%、1%和26%。W3和W1相比，兩個(gè)試件的豎向間距Sv均為90 mm，因此距厚比Sv/t也相同。但是，從W3的破壞模式中可以看出，鋼板鼓曲板帶的寬度大于槽鋼間距且近似為Sv的兩倍，這是由于W3剪力連接件在水平方向布置的過(guò)少，鋼板缺乏足夠的約束造成相鄰的兩個(gè)鼓曲板帶上下貫通，使得位于兩條鼓曲板帶之間的連接件喪失對(duì)鋼板的約束作用。因此，采用豎向間距作為計(jì)算距厚比依據(jù)的前提是剪力連接件的橫向間距不能過(guò)大。同樣，橫向間距不會(huì)對(duì)材料和截面尺寸造成影響，初始剛度不會(huì)有太大變化。

對(duì)于超高性能混凝土，當(dāng)橫向間距Sh從115 mm增加至175 mm 時(shí)，極限承載力、剛度和延性系數(shù)分別降低了1%、2%和6%?？梢钥闯觯瑱M向間距對(duì)超高性能混凝土組合墻力學(xué)性能的影響與普通混凝土組合墻大致相同，造成承載力影響幅度不明顯的原因可能是因?yàn)檎羝B(yǎng)護(hù)時(shí)溫度分布不均勻，或者是澆筑時(shí)過(guò)分振搗導(dǎo)致試件內(nèi)的鋼纖維下沉，需要進(jìn)一步探索驗(yàn)證。

3.3.3混凝土種類(lèi)的影響

從圖5(c)W1和W4的荷載-位移曲線(xiàn)對(duì)比可以看出超高性能混凝土組合墻與普通混凝土組合墻力學(xué)性能的顯著差異。由表3可知，超高性能混凝土組合墻的承載力與初始剛度近似為普通混凝土組合墻的2倍，延性系數(shù)由1.88、1.38和1.39分別改變至1.27、1.32和1.19，呈現(xiàn)降低趨勢(shì)。綜上，超高性能混凝土能夠在不增加截面尺寸的前提下大幅度提升雙鋼板-混凝土組合墻的抗壓力學(xué)性能，但造成的問(wèn)題是結(jié)構(gòu)的延性下降，變形性能減弱。

4 基于標(biāo)準(zhǔn)規(guī)范的雙鋼板-混凝土組合墻極限承載力

雙鋼板-混凝土組合墻的軸壓極限承載力由兩部分組成：鋼板受壓承載力Ns和核心混凝土受壓承載力Nc。本文引入歐洲規(guī)范Eurocode 4[16]和中國(guó)標(biāo)準(zhǔn)CECS:546-2018[17]對(duì)本文提出的新型雙鋼板混凝土組合墻的極限承載力進(jìn)行計(jì)算和比較。

4.1 歐洲規(guī)范Eurocode 4

歐規(guī)4是基于疊加原理，同時(shí)考慮初始缺陷或初始偏心對(duì)組合墻承載力造成的削弱來(lái)計(jì)算雙鋼板-混凝土組合墻的極限承載力，計(jì)算方法為式(5)～式(9)。

式中：NE為基于歐規(guī)4的組合墻極限承載力；Npl,Rd為不考慮折減的試件承載力；χ為考慮鋼板屈曲的折減系數(shù)；fy為鋼板的屈服強(qiáng)度；fc′為混凝土的圓柱體抗壓強(qiáng)度；As為鋼板的截面面積；Ac為混凝土的截面面積；α 為初始缺陷系數(shù)；λ 為長(zhǎng)細(xì)比；Ncr為臨界狀態(tài)下彈性屈曲力，與有效抗彎剛度(EI)eff=EsIs+KeEcIc有關(guān)，其中Ke=0.6。

4.2 中國(guó)標(biāo)準(zhǔn)CECS:546-2018

中國(guó)工程建設(shè)協(xié)會(huì)標(biāo)準(zhǔn)《鋼管混凝土束組合結(jié)構(gòu)技術(shù)標(biāo)準(zhǔn)》中關(guān)于軸心受壓構(gòu)件承載力計(jì)算的方法是假定鋼板和混凝土分別能達(dá)到屈服強(qiáng)度f(wàn)y和軸心抗壓強(qiáng)度f(wàn)c，同時(shí)考慮組合墻的整體屈曲的承載力折減。

式中：NC為基于中國(guó)標(biāo)準(zhǔn)的組合墻極限承載力；N0為不考慮折減的組合墻承載力；As為鋼板的截面面積；Ac為混凝土的截面面積；fy為鋼板的屈服強(qiáng)度；fc為混凝土的軸心抗壓強(qiáng)度；φ為穩(wěn)定系數(shù)；λ0為計(jì)算方向上的正則化長(zhǎng)細(xì)比；Es為鋼板的彈性模量；Ec為混凝土的彈性模量；Is為鋼板對(duì)組合墻形心軸的慣性矩；Ic為混凝土對(duì)組合墻形心軸的慣性矩；l0為計(jì)算方向上支承點(diǎn)之間的距離。

4.3 兩種規(guī)范結(jié)果比較

基于兩種標(biāo)準(zhǔn)規(guī)范不同的理論模型，對(duì)6個(gè)組合墻極限承載力分別進(jìn)行計(jì)算，結(jié)果列于表4。可以直觀看出，基于歐洲規(guī)范的承載力計(jì)算值普遍低于試驗(yàn)值，而基于中國(guó)標(biāo)準(zhǔn)的承載力計(jì)算值與真實(shí)試驗(yàn)值均較為接近。由上可知，針對(duì)本文提出的采用槽鋼作為剪力連接件的雙鋼板-混凝土組合墻，使用中國(guó)標(biāo)準(zhǔn)CECS:546-2018用于預(yù)測(cè)極限受壓承載力更為準(zhǔn)確但不夠安全，使用歐洲規(guī)范Eurocode 4的理論模型計(jì)算極限承載力更加安全。

表4 兩種規(guī)范理論值比較Table 4 Comparison of two codesabout theoretical value

5 結(jié)論

本文對(duì)6個(gè)新型雙鋼板-混凝土組合墻進(jìn)行了軸壓試驗(yàn)以及理論分析，得到以下重要結(jié)論：

(1)采用槽鋼作為雙鋼板-混凝土組合墻的剪力連接件，可以較好地保證鋼板和混凝土的協(xié)同工作效應(yīng)，同時(shí)跟以往的連接件相比，具有構(gòu)件厚度不受限制、成本低等優(yōu)點(diǎn)。

(2)組合墻的破壞模式與槽鋼連接件的豎向間距、橫向間距以及混凝土材料均有關(guān)。當(dāng)試件達(dá)到極限承載力時(shí)，鋼板鼓曲沿寬度方向貫通，核心混凝土被壓潰。

(3)雙鋼板-混凝土組合墻的荷載-位移曲線(xiàn)經(jīng)歷了線(xiàn)性、非線(xiàn)性和下降三個(gè)階段。鋼板出現(xiàn)較為明顯的局部屈曲是線(xiàn)性段和非線(xiàn)性段的分界點(diǎn)，試件達(dá)到極限承載力、混凝土被壓潰是非線(xiàn)性段與下降段分界點(diǎn)。

(4)槽鋼豎向間距的通過(guò)改變?cè)嚰嗪癖鹊拇笮∵M(jìn)而影響試件受壓性能。槽鋼的豎向間距從90 mm增大至130 mm，普通混凝土組合墻的承載力、初始剛度和延性系數(shù)分別下降了13%、4%和26%，對(duì)超高性能混凝土組合墻的承載力、初始剛度和延性系數(shù)的影響分別是10%、1%和4%，說(shuō)明豎向間距對(duì)組合墻承載力和延性有較大影響，對(duì)初始剛度影響較小。

(5)槽鋼橫向間距對(duì)組合墻極限承載力、初始剛度和延性系數(shù)的影響趨勢(shì)與豎向間距相近。當(dāng)橫向缺少足夠的剪力連接件約束，可能導(dǎo)致鋼板鼓曲板帶的實(shí)際寬度大于剪力連接件的豎向間距。

(6)超高性能混凝土能顯著提升雙鋼板-混凝土組合墻的抗壓承載力和初始剛度，但會(huì)導(dǎo)致結(jié)構(gòu)的延性降低，變形能力減弱。

(7)針對(duì)本文提出的新型雙鋼板-混凝土組合墻，采用中國(guó)標(biāo)準(zhǔn)預(yù)測(cè)組合墻的極限受壓承載力與真實(shí)情況更為接近，采用歐洲規(guī)范的預(yù)測(cè)值更加安全。