鋼管束組合剪力墻變形性能研究及有限元分析

陳志華，姜玉挺，張曉萌，楊強躍，李文斌，胡立黎，李 杰

(1. 天津大學 水利工程仿真與安全國家重點實驗室，天津 300072；2. 天津大學 建筑工程學院，天津 300072；3. 杭蕭鋼構股份有限公司，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，楊強躍3，李文斌3，胡立黎3，李 杰2

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

提出一種新型鋼板剪力墻結構-鋼管束組合剪力墻。對7組鋼管束組合剪力墻在往復荷載作用下的性能進行試驗研究，分析其滯回曲線及骨架曲線，并對墻體變形能力及鋼板應變性能進行了分析，研究墻體在不同階段破壞形態。同時以該試驗為基礎，采用ABAQUS有限元軟件分析鋼管束組合剪力墻的力學性能。研究結果表明,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等參數進行了分析，對比其受力模式。通過試驗現象、應力應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；有限元分析

鋼板-混凝土組合剪力墻與傳統混凝土結構相比是一種承載力高、延性好、耗能能力強的新型墻體結構，組合剪力墻結構充分利用鋼材和混凝土材料的特點，施工方便,相對經濟，并且墻體厚度小，有效增加建筑使用空間，整體自重輕，減小結構整體自重，可以被廣泛使用于高層結構住宅當中。目前組合鋼板剪力墻主要分兩種形式，內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]對雙壓型鋼板內填混凝土組合剪力墻的軸壓和抗剪性能進行了研究，并提出相關的設計方法。呂西林等[3]，Zhao等[4]分別對內置鋼板的剪力墻結構進行了抗震性能研究。Link等[5-6]對內設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]分別進行了多組雙鋼板混凝上組合剪力墻及外包多腔鋼板-高強混凝土組合剪力墻上擬靜力抗震性能試驗，研究了該類結構的受力機理，及良好的延性和耗能能力，變形能力。紀曉東等[9]進行了一種鋼管-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構體系中，多作為抗側力構件承擔水平荷載，且大多鋼板剪力墻因鋼板厚度較厚，用鋼量過高，很難廣泛推廣應用于普通高層建筑中，同時由于構造復雜、加工困難、造價偏高、難以實現裝配化[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力構件廣泛用于高層建筑中，建筑結構體系主要由鋼管束組合剪力墻與H型鋼梁組成，其具有節省用鋼量、施工方便快捷、裝配化程度高、經濟性能良好等一系列優點。對新型鋼管束組合剪力墻進行了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等參數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，建立了有限元模型，與試驗結果進行了對比分析。

1 試驗概況

1.1試驗設計

試驗設計了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破壞，剪力墻底部周圈焊一圈50 mm高4 mm厚的鋼板，增強連接性能，在試件頂部及底部分別設置基礎梁及加載梁，底板及頂板通過足夠的高強螺栓與基礎梁和加載梁相連，主要設計參數見表1。

表1 各試件參數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，并與試件同條件養護，試驗當天進行測試，得到實測混凝土立方體抗壓強度:fcu=47.11 MPa。鋼板依照GB/T 228—2002《金屬材料室溫拉伸試驗方法》的規定取樣加工，量測其屈服強度fy，抗拉強度fu。鋼材材性3 mm鋼板屈服強度424 MPa極限強度498 MPa；4 mm鋼板屈服強度433 MPa極限強度504 MPa；5 mm鋼板屈服強度419 MPa極限強度538 MPa。以上材料強度值均為各試件強度平均值。

1.3實驗裝置及加載方式

加載裝置采用20 000 kN重型結構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。然后進行水平低周反復加載。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，每級荷載循環一次，當到達預測的屈服荷載后進行位移控制。屈服后采用位移逐級加載，構件1、構件2以屈服荷載的1倍位移加載，每級荷載循環兩次；其余構件以屈服荷載的0.5倍位移加載，每級荷載循環兩次。當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容包括試件的豎向荷載、水平荷載，水平位移，相對變形和應變等。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；沿墻體側面布置位移計H-2～H-4，測量墻端的水平位移；在基礎梁上布置 1個水平位移計H-5 和2個豎向位移計V-1、V-2，用以修正基礎梁平動、轉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個應變片、20個應變花，用以考察墻體塑性發展規律。測量數據通過電腦自動記錄,通過細致的觀察和拍照 錄像來記錄鋼板的屈曲、變形和破壞。其余墻體除對個別應變片適當調整，測點及位移計布置與YZQ1基本相同。

(a)(b)

2 試驗現象及分析

2.1破壞過程與破壞形態

YZQ1～YZQ7破壞模式及現象大體相同，根據試驗現象分析，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，試件無明顯的現象，加載過程中出現輕微響聲，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象發生。

(b) 屈服階段

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

(c) 破壞階段

荷載到達峰值荷載之后，隨著位移的增加，荷載開始下降，墻體下部受壓區域屈曲現象繼續增加，墻體下部鋼管束內混凝土逐漸被壓潰，墻體下部受拉區域逐漸出現鋼板被拉撕裂現象，最終下降到峰值荷載的85%，停止實驗。最終試驗現象為屈曲繼續擴大，最終墻體下部出現成排屈曲，內部混凝土壓潰；墻體下部受拉時墻體側面與正面轉角處出現裂口,試驗裂口最終貫穿至整個側面，導致構件失效，試驗停止。試件YZQ5、YZQ6最終破壞形態如圖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如圖5所示，可以清晰地看到其破壞形態。

試驗結果對比如下：

(1) 墻體YZQ1～YZQ7當中，YZQ1、YZQ3、YZQ4、YZQ6、YZQ7破壞的主要原因為端部鋼管束底部側面鋼板被撕裂，導致構件破壞，破壞現象中能看到，試件YZQ2,YZQ5破壞的主要原因為墻體整體出現扭曲，試件水平荷載下降較快，試件破壞，破壞現象中能看到墻體整體扭曲，及大量明顯屈曲現象。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厚鋼管屈曲現象明顯推遲，3 mm鋼管在彈性階段即出現混凝土與鋼板脫離現象。

(a)試件YZQ5(b)試件YZQ6

圖4 試件YZQ5、YZQ6破壞形態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；在達到峰值荷載之前，滯回曲線為梭形，曲線飽滿，無捏攏現象；試件到達峰值荷載之后，隨著混凝土被壓碎，鋼板屈曲現象增多，最后端部鋼管束底部側面鋼板被撕裂，構件失效，試件水平荷載下降緩慢，表現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到達峰值，位移角在1/55～1/45最終失效，不同長度的墻體對構件的延性及位移并無明顯影響。構件6的滯回曲線最為飽滿，可以判斷構件端部U型鋼鋼板加厚，構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。構件4、構件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同工作有一定影響，對結構整體影響較小。

(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荷載作用下滯回曲線的外包絡線，由各級加載第一循環的峰值點連接而成，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。構件1軸壓比為0.4，構件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，到達峰值荷載之后，曲線下降較陡，位移顯著變小。構件3～構件5中，構件3軸壓比為0.4，構件4、構件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峰值荷載后曲線下降變陡，變形能力降低。構件4與構件5對比骨架曲線基本重合，栓釘對構件整體影響較小，構件5因加工偏差原因，墻體出現面外整體彎曲，荷載下降較陡。通過構件2、構件4、構件6、構件7對比可以看到，隨著墻體整體長度加長,水平荷載相應加大，其中構件6的U型鋼截面最小，墻體內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

鋼板剪力墻結構的變形包括兩部分，彎曲變形和剪切變形。因此結構的頂點位移也由兩部分組成：由彎曲變形產生和由剪切變形產生。當剪力墻僅在平面內變形時，截面曲率沿高度不發生變化，那么彎曲變形不會使對角線方向發生變化，剪切變形產生的位移可以由式(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生的頂點位移與總頂點位移對應情況如圖9所示。圖10為剪切變形占總變形比例。由圖可見，各變形分量產生的頂點位移與總頂點位移基本呈線性關系，剪切變形產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出現平面外彎曲，其側向變形不予給出)不同階段側向位移，如圖11所示。根據試驗中所測的數據，可繪制墻體在循環荷載下的相對變形。通過墻體側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，構件進入塑性變形，墻體上部位移增長較快。

2.6應變分析

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

試驗全過程，構件YZQ3、YZQ4側壁一定位置豎向應變曲線如圖13所示。

對于150 mm高度應變片來說：荷載加載的彈性階段前期，即構件進入屈服之前，應變變化呈線性增長；當構件彈性階段結束時，鋼材應變接近或大于屈服應變，進入屈服階段；隨著荷載的增加到峰值荷載，鋼板受壓時，鋼板的豎向壓應變迅速增大，這與試驗中觀察到在試件峰值荷載時，鋼板側面出現較局部屈曲現象相吻合，而與之對應的同樣荷載下，鋼板受拉時，應力開始較快速增長，但相對于壓應變較為緩慢；當水平荷載從峰值荷載開始進行下降時，構件開始因受壓屈曲，鋼板的豎向應變急劇增大，墻端部鋼管邊緣的壓應變顯著大于拉應變，與試驗中鋼板嚴重屈曲現象相吻合，這是由于墻底部鋼板嚴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向位移圖Fig.11 Lateral displacement of the wall at different horizontal displacement

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

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

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

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變。

通過墻體3、墻體4對比可得知：縱向應變在150 mm高度處，剪力墻受拉區域(2V、4V、5V)鋼管束豎向應變初始時因受軸壓比影響，承受壓應變。隨著位移角增加，水平荷載增大，剪力墻區域逐漸受拉，應變由初始受壓應變變為受拉應變，隨著位移角增大，應變逐步增大。墻體豎向應變隨著距中心位置的增加，呈線性增長。墻體正向區域(6V、7V、8V)號應變，為剪力墻受壓區域，初始時受軸壓比影響，受到壓應變，隨著水平荷載的增加，應變逐漸增大，壓應變隨著距離墻中心的距離成比例上升。縱向應變在450 mm高度處，應變變化方式與在150 mm高度相似，墻體受拉區域，應變隨著距離墻體中心距離增加，拉應變逐漸增加。墻體受壓區域，隨著距離墻體中心距離增加，壓應變逐漸增加；構件到達峰值位移角之后，剪力墻兩側鋼板束鋼板開始進入屈曲，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制和應力分布規律，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，對墻體在低周往復荷載作用下的受力性能進行了分析，考慮底部基礎梁及上部加載梁對試驗結果的影響，有限元模型及網格劃分如圖15所示。在有限元建模中，墻體的鋼板與混凝土均由C3D8R模擬，使用掃略網格劃分技術劃分網格，鋼管與混凝土表面之間的滑移采用有限滑移進行模擬，鋼管與頂部蓋板及底部基礎梁之間采用綁定約束,鋼管內部混凝土與頂部蓋板及底部基礎梁之間采用滑移接觸。鋼材本構包括彈性段和強化段，其中,強化段的彈性模量取值為0.01Es，Es為鋼材的彈性模量。混凝土本構采用混凝土塑性損傷模型進行模擬[15]，混凝土應力應變曲線如圖16所示。

(a) YZQ3下部150 mm處應變

(b) YZQ3下部450 mm處應變

(c) YZQ3下部1 250 mm處應變

(d) YZQ4下部150 mm處應變

(e) YZQ4下部450 mm處應變

(f) 1 250 mm處應變圖13 YZQ3、YZQ4側壁豎向應變圖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變Fig.14 Vertical strain of the YZQ3 and YZQ4 under different displacement angle

3.2有限元分析結果與試驗結果對比

圖17為除5號墻體之外(由于構件制作原因與加載偏差，5號墻體發生面外彎曲，不進行有限元擬合)的各試件的滯回曲線的試驗結果與有限元分析結果的對比，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、混凝土澆筑質量、后期鋼材強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 有限元模型及網格劃分Fig.15 Finite element model and meshing

3.3工作機理分析

為了研究鋼管束組合剪力墻的各部分組件的應力、應變在不同階段的分布狀態和變化發展情況,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力狀態進行分析。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到屈服時、剪力墻試件達到極限荷載時以及最終破壞時所對應的受力狀態，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應力云圖

(b) 墻體極限荷載階段Mises應力云圖

(c) 墻體破壞荷載階段Mises應力云圖圖19 墻體各階段Mises應力云圖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，鋼板應力顯著增大，在屈服階段，鋼管角部出現輕微屈曲。到達峰值荷載階段，鋼板底部的大部分區域已經超過鋼板的屈服強度433 MPa，鋼管束混凝土剪力墻底部從兩側起大部分鋼板進入屈服階段；與試驗中出現的到達峰值荷載時，鋼管束混凝土剪力墻，底部兩側鋼板開始出現較明顯的屈曲的現象可以對應。鋼管束混凝土剪力墻到達最終破壞階段，整個墻體底部鋼板的應力進一步增大，下部500 mm以下絕大部分區域鋼材強度超過屈服強度，圖中可以看出底部鋼板出現明顯屈曲現象，鋼管束混凝土剪力墻兩側鋼管束側邊屈曲現象最為明顯，表明鋼材下部全面進入塑性變形，與試驗現象中的，試驗加載末期剪力墻底部出現成排屈曲，鋼材進入屈服變形相對應；與應變分析中，下部鋼板應變超過屈服應變相對應。

4 結 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比例基本保持不變，剪切變形產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面鋼板撕裂現象。

(5) 構件端部U型鋼鋼板加厚，構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) 通過試驗現象、應力應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，出現鋼板受壓屈曲或受拉撕裂及混凝土壓潰導致破壞，鋼板剪力墻上半部分完好，下部鋼板大部分屈服。

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

[1] WRIGHT H. The axial load behaviour of composite walling[J]. Journal of Constructional Steel Research, 1998, 45(3): 353-375.

[2] WRIGHT H D, GALLOCHER S C. The behaviour of composite walling under construction and service loading[J]. Journal of Constructional Steel Research, 1995, 35(3): 257-273.

[3] 呂西林，干淳潔，王威. 內置鋼板鋼筋混凝土剪力墻抗震性能研究[J]. 建筑結構學報，2009，30(5)：89-96.

Lü Xilin, GAN Chunjie, WANG Wei. Study on seismic behavior of steel plate reinforced concrete shear walls [J].Journal of Building Structures, 2009, 30(5): 89-96.

[4] ZHAO Qiuhong, ASTANEH-ASL A. Cyclic behavior of traditional and innovative composite shear walls[J]. Journal of Structural Engineering, 2004, 130(2): 271-284.

[5] LINK R A, ELWI A E. Composite concrete-steel plate walls: analysis and behavior[J]. Journal of Structural Engineering, 1995, 121(2): 260-271.

[6] EMORI K. Compressive and shear strength of concrete filled steel box wall[J]. Steel Structures, 2002, 68(2): 29-40.

[7] 聶建國，胡紅松，李盛勇，等. 方鋼管混凝土暗柱內嵌鋼板-混凝土組合剪力墻抗震性能試驗研究[J]. 建筑結構學報，2011，32(11)：74-81.

NIE Jianguo, HU Hongsong, LI Shengyong，et al. Experimental study on seismic behavior of steel plate reinforced concrete composite shear walls withsquare CFST concealed columns[J]. Journal of Building Structures, 2011, 32(11): 74-81.

[8] 聶建國，卜凡民，樊建生. 低剪跨比雙鋼板-混凝土組合剪力墻抗震性能試驗研究[J]. 建筑結構學報，2011，32(11)：74-81.

NIE Jianguo, BU Fanmin, FAN Jiansheng. Experimental research on seismic behavior of low shear-span ratio composite shear wall with double steel plates and infill concrete[J]. Journal of Building Structures, 2011, 32(11): 74-81.

[9] 紀曉東，蔣飛明，錢稼茹，等. 鋼管-雙層鋼板-混凝土組合剪力墻抗震性能試驗研究[J]. 建筑結構學報，2013，34(6)：75-83.

JI Xiaodong, JIANG Feiming,QIAN Jiaru，et al.Experimental study on seismic behavior of steel tube-double steel plate-concrete composite shear walls[J]. Journal of Building Structures, 2013, 34(6): 75-83.

[10] 牟在根，張福建，李黎明. 兩邊連接豎向加勁式鋼板剪力墻簡化模型[J]. 天津大學學報(自然科學與工程技術版)，2014，35(11)：1631-1635.

MOU Zaigen, ZHANG Fujian,LI Liming.Simplified model for two-side constraint steel plate shear wall(SPSW)with vertical stiffeners [J]. Journal of Tianjin University(Science and Technology),2014,35(11):1631-1635.

[11] ZHANG Xiaomeng, QIN Ying, CHEN Zhihua.Experimental seismic behavior of innovative composite shear walls [J].Journal of Constructional Steel Research, 2016, 116: 218-232.

[12] 李忠獻. 工程結構試驗理論與技術[M].天津：天津大學出版社，2004.

[13] 楊亞彬，曹萬林. CFST邊框內藏桁架高剪力墻抗震試驗與有限元分析[J]. 振動與沖擊，2014，33(11)：107-113.

YANG Yabin, CAO Wanlin.Seismic testing and finite element analysis of shear wall with CFST columns and concealed trusses[J]. Journal of Vibration and Shock,2014,33(11):107-113.

[14] BEYER K, DAZIO A, PRIESTLEY M J N. Shear deformations of slender reinforced concrete walls under seismic loading[J]. ACI Structure Journal, 2012, 109(1): 127-12.

[15] 韓林海，陶忠，王文達. 現代組合結構和混合結構—試驗、理論和方法[M].北京：科學出版社，2009.

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，博士生導師，1966年生

張曉萌 男，博士生，1983年生