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    高強(qiáng)鋼管超高強(qiáng)混凝土柱抗震性能試驗(yàn)研究

    2021-07-24 08:56:18韋建剛陳寶春
    工程力學(xué) 2021年7期
    關(guān)鍵詞:軸壓鋼材鋼管

    韋建剛,周 俊,羅 霞,陳寶春,楊 艷

    (1. 福州大學(xué)土木工程學(xué)院,福建,福州 350108;2. 福建工程學(xué)院土木工程學(xué)院,福建,福州 350118)

    鋼管與混凝土組合結(jié)構(gòu)的應(yīng)用與研究一直備受關(guān)注[1?3],工程建設(shè)的發(fā)展對(duì)其耗能性能的要求越來(lái)越高,而采用高強(qiáng)度材料可以有效減輕組合結(jié)構(gòu)的自重,同時(shí)提高其承載力和抗震性能,這已成為鋼管混凝土組合結(jié)構(gòu)發(fā)展的趨勢(shì)[4?5]。目前鋼管混凝土組合結(jié)構(gòu)中采用高強(qiáng)材料主要有兩種形式,一種是普通鋼管和超高強(qiáng)混凝土組合成普通強(qiáng)度鋼管超高強(qiáng)混凝土(Ultra-high Strength Concrete Filled Normal Strength Steel Tubular,簡(jiǎn)稱UCFSnT)結(jié)構(gòu)[6],還有一種采用高強(qiáng)鋼管與高強(qiáng)混凝土或者超高強(qiáng)混凝土進(jìn)行組合形成高強(qiáng)鋼管高強(qiáng)混凝土結(jié)構(gòu)((High Strength Concrete Filled High Strength Steel Tubular,簡(jiǎn)稱HCFShT)和高強(qiáng)鋼管超高強(qiáng)混凝土(Ultra-high Strength Concrete Filled High Strength Steel Tubular,簡(jiǎn)稱(UCFShT))結(jié)構(gòu)[7]。

    對(duì)比其他強(qiáng)度鋼管混凝土結(jié)構(gòu),UCFST結(jié)構(gòu)不僅承載能力有很大的提高,還可以通過(guò)提高鋼材強(qiáng)度提高鋼管超高強(qiáng)混凝土套箍效應(yīng),從而延長(zhǎng)鋼管混凝土塑性階段,充分發(fā)揮材料使用性能。對(duì)于UCFSnT結(jié)構(gòu)抗震性能研究,Wei等[8]和韋建剛等[9]以軸壓比和含鋼率為參數(shù)分別對(duì)該結(jié)構(gòu)彎矩-曲率滯回性能和荷載-位移滯回性能進(jìn)行了擬靜力試驗(yàn)分析;還有部分學(xué)者以軸壓比、徑厚比以及鋼材強(qiáng)度等為參數(shù),進(jìn)行了HCFShT結(jié)構(gòu)的擬靜力試驗(yàn),分析了各試件抗震性能[10?13]。而對(duì)于UCFShT結(jié)構(gòu),目前主要集中在以套箍系數(shù)、混凝土強(qiáng)度、鋼材強(qiáng)度以及長(zhǎng)徑比等為參數(shù)進(jìn)行的靜力性能研究上[14?16],但是針對(duì)其抗震性能的研究則較為匱乏。

    對(duì)于結(jié)構(gòu)來(lái)說(shuō),抗震性能是評(píng)價(jià)其受力特性的重要指標(biāo),因此,本文將以軸壓比、含鋼率和鋼材強(qiáng)度為試驗(yàn)參數(shù),以Q900鋼管與超高強(qiáng)混凝土組合而成的UCFShT柱為研究對(duì)象,針對(duì)其抗震性能開(kāi)展擬靜力試驗(yàn)研究,分析各參數(shù)對(duì)UCFShT柱的破壞形態(tài)、荷載-位移滯回曲線、強(qiáng)度和剛度退化、耗能以及延性等指標(biāo)影響,了解該類試件的抗震性能,可為其應(yīng)用基礎(chǔ)研究提供參考數(shù)據(jù)。

    1 試驗(yàn)概況

    以軸壓比、含鋼率和鋼材強(qiáng)度為試驗(yàn)參數(shù),設(shè)計(jì)了8根UCFShT柱和1根UCFSnT柱對(duì)比柱。表1為試件的詳細(xì)設(shè)計(jì)資料,其中,鋼管分別采用Q900和Q345鋼材,試件編號(hào)由四部分組成:H和N分別為Q900鋼管和Q345鋼管,U為UHSC,T為鋼管厚度,N為試件軸壓比n小數(shù)點(diǎn)后數(shù)值,且n=N0/Nu,N0為作用在柱上的軸向荷載,Nu為鋼管混凝土柱軸心受壓時(shí)的極限承載力[17]。表1中L為試件長(zhǎng)度,D為鋼管外徑,α為含鋼率。

    表 1 試件參數(shù)一覽表Table 1 Specimen parameters

    分別取不同厚度的Q900和Q345鋼管試件做成標(biāo)準(zhǔn)拉伸試樣3個(gè),制作標(biāo)準(zhǔn)拉伸試樣進(jìn)行拉伸試驗(yàn),測(cè)得鋼材試樣物理力學(xué)性能指標(biāo)如表2所示。由于高強(qiáng)度鋼材材性離散性較大,不同厚度鋼管彈模有所不同。鋼管內(nèi)填水膠比為0.16的UHSC,由于鋼管與UHSC組合后,主要由鋼管承擔(dān)拉力,UHSC中鋼纖維對(duì)該結(jié)構(gòu)提供的抗拉作用可忽略不計(jì),因此本文UHSC未摻入鋼纖維,其配合比為:水泥859.5 kg/m3,硅灰74.1 kg/m3,不同粒徑的石英砂共1005.2 kg/m3,減水劑21.5 kg/m3,以及水178.8 kg/m3,分別制作了3個(gè)100 mm×100 mm×100 mm和6個(gè)100 mm×100 mm×300 mm的試塊,與UCFST柱一起進(jìn)行90 ℃蒸汽養(yǎng)護(hù),測(cè)得28 d立方體抗壓強(qiáng)度以及棱柱體抗壓強(qiáng)度分別為153 MPa以及135 MPa。

    表 2 鋼材試樣材性表Table 2 Material properties of steel tube

    2 加載方案

    2.1 加載裝置

    試件采用兩端鉸支、跨中施加集中荷載的梁式加載方式。加載裝置由千斤頂、前支撐座、平面鉸、后支撐座、側(cè)向支撐、剛性?shī)A具組成。為滿足鉸鏈軸承在較大軸向力作用下的正常使用,設(shè)計(jì)了兩個(gè)能承受200 t力的平面鉸鏈,分別用高強(qiáng)度螺栓與前后支架連接,形成一個(gè)能水平移動(dòng)、單向旋轉(zhuǎn)的軸承和一個(gè)只能單向旋轉(zhuǎn)的軸承。同時(shí)設(shè)計(jì)了兩個(gè)側(cè)向支撐,與MTS加載頭端板的距離約為2 mm。為了防止MTS加載頭在加載后期偏側(cè),在側(cè)向支撐上安裝彈簧裝置控制彈簧剛度,使MTS加載頭在加載后期受到約束,對(duì)試驗(yàn)結(jié)果影響不大。考慮到MTS加載頭與試件的連接,設(shè)計(jì)了一種能承受100 t力的剛性?shī)A具,以保證夾具在加載過(guò)程中不變形。試驗(yàn)加載時(shí),軸向力由水平放置的200 t液壓千斤頂施加。試驗(yàn)過(guò)程中,采用手動(dòng)控制油泵裝置,使軸向力穩(wěn)定。具體的加載裝置圖如圖1所示。

    圖 1 試驗(yàn)裝置照片F(xiàn)ig.1 Loading device picture

    2.2 加載制度

    試驗(yàn)加載制度采用位移控制方式[18],試件屈服前每級(jí)位移加載一圈,試件屈服后,以屈服位移的倍數(shù)為加載位移,每級(jí)位移加載3圈,加載模式如圖2所示。在正式加載前,先施加水平荷載至0.5N0,然后均勻卸載至零,以消除試件內(nèi)部不均勻性,然后將荷載分級(jí)至設(shè)計(jì)荷載N0并保持恒定,然后采用位移控制加載。屈服前,試件以1 mm倍數(shù)分階段加載,每階段位移循環(huán)一次;屈服后,采用屈服位移倍數(shù)作為控制位移,直至破壞。試件失效的判據(jù)為:在一定位移下的載荷減至最大載荷的85%,或夾具兩側(cè)鋼管開(kāi)裂。由于本文采用的鋼管強(qiáng)度較高,屈服位移較大,加載階段較長(zhǎng),因此在試件加載過(guò)程中,將適當(dāng)調(diào)整部分位移加載級(jí)數(shù)。

    圖 2 豎向位移加載模式圖Fig.2 Vertical displacement loading mode diagram

    2.3 量測(cè)方案

    加載過(guò)程中,主要觀察夾具兩側(cè)鋼管是否有鼓形彎曲,鋼管兩端是否屈曲。用垂直位移計(jì)測(cè)量平面鉸中心和試件兩側(cè)四分之一處的撓度;采用MTS伺服加載系統(tǒng)和置于跨中的位移計(jì)測(cè)量跨中撓度;試件的軸向位移由安裝在端板上的位移計(jì)測(cè)量;同時(shí)設(shè)置位移計(jì)測(cè)量平面鉸的垂直位移和后支撐座的位移,具體的位移計(jì)布置圖如圖3(a)所示。試件的最不利截面位于剛性?shī)A具兩側(cè),因此,在剛性?shī)A具的兩側(cè)布置四個(gè)相互垂直的雙向應(yīng)變花,測(cè)量最不利截面關(guān)鍵點(diǎn)處鋼管的縱向和橫向應(yīng)變,從而判斷鋼管外緣的初始屈服點(diǎn)和試件開(kāi)始產(chǎn)生相互作用的時(shí)刻,應(yīng)變片布置圖如圖3(b)所示。

    圖 3 位移計(jì)和應(yīng)變片布置圖Fig.3 Layout of displacement gauge and strain gauge

    3 試驗(yàn)結(jié)果與分析

    3.1 破壞模式

    與UCFSnT柱破壞模式[9]類似,在加載初期,鋼管表面未產(chǎn)生明顯現(xiàn)象;隨著位移增大到屈服位移前,鋼管和核心UHSC產(chǎn)生了輕微的相互錯(cuò)動(dòng)聲;在鋼管應(yīng)變達(dá)到屈服應(yīng)變之后,試件進(jìn)入彈塑性階段,隨著位移增大,荷載的拉壓作用,使得核心UHSC不斷被鋼管擠壓、拉扯,不斷產(chǎn)生混凝土開(kāi)裂的聲音,且越接近試件最大承載力,開(kāi)裂聲及次數(shù)越為頻繁;UCFShT柱與UCFSnT柱破壞模式類似,破壞時(shí)主要呈整體壓彎破壞。圖4~圖6為典型的試件破壞模式圖,從圖中可以看出,當(dāng)軸壓比較小時(shí),由于試件最不利截面處鋼管局部被拉斷或者鋼管鼓屈太嚴(yán)重而破壞(如圖4紅圈所示),核心混凝土開(kāi)裂程度不大;而當(dāng)軸壓比較大時(shí),破壞時(shí)最不利截面處鋼管鼓屈現(xiàn)象不明顯,主要由于核心混凝土在較大軸力作用下出現(xiàn)嚴(yán)重開(kāi)裂且范圍較大使試件喪失承載力而破壞(如圖5~圖6紅圈所示)。

    圖 4 HU-T6-N03Fig.4 HU-T6-N03

    3.2 應(yīng)變分析

    圖7為UCFST柱在加載過(guò)程中鋼管豎向荷載與縱/橫向應(yīng)變的關(guān)系,從圖7中可以看出,在加載初期,曲線隨著位移的不斷增大呈直線上升狀態(tài),試件處于彈性階段[19],由于Q900鋼材強(qiáng)度高,其屈服應(yīng)變可以達(dá)到4000 με及以上,因此,對(duì)比UCFSnT柱,其進(jìn)入彈塑性階段更晚;隨著位移繼續(xù)增大,縱向應(yīng)變逐漸增大,鋼管進(jìn)入彈塑性階段,相比于UCFSnT柱,UCFShT柱的彈塑性階段更長(zhǎng),且縱向應(yīng)變的增長(zhǎng)是一個(gè)漸變過(guò)程,此時(shí)橫向應(yīng)變?cè)鲩L(zhǎng)迅速。

    3.3 荷載-位移滯回曲線

    圖 5 HU-T6-N11Fig.5 HU-T6-N11

    圖 6 HU-T10-N11Fig.6 HU-T10-N11

    圖8為各個(gè)特征點(diǎn)的UCFST柱荷載-位移滯回曲線圖。由圖8(a)~圖8(e)可知,在保持含鋼率不變的情況下,隨著軸壓比的增大,UCFST柱的滯回面積減小,耗能降低;軸壓比較小時(shí),后期荷載-位移曲線骨架線基本呈線性,無(wú)明顯下降。當(dāng)軸壓比較大時(shí),滯回曲線有明顯的下降趨勢(shì),軸壓比為0.17的試件,由于軸壓比過(guò)大,核心UHSC在豎向荷載作用下直接拉斷呈剪切開(kāi)裂破壞,導(dǎo)致鋼管呈彈性失穩(wěn)破壞。由圖8(d)和圖8(f)~圖8(h)可知,在保持軸壓比不變的情況下,滯回曲線所包圍的面積隨著含鋼率的增大而增大,表明該類構(gòu)件的耗能能力不斷增強(qiáng)。對(duì)比圖8(d)和圖8(i),NU-T6-N11在屈服后承載力下降緩慢,具有較大的變形能力,表明其在完全破壞前具有明顯的預(yù)兆,屬于延性破壞,但鋼管強(qiáng)度由Q345增大到Q900時(shí),高強(qiáng)度鋼管具有較大的彈性變形能力,雖然峰值點(diǎn)到破壞點(diǎn)距離短,但是其可以提供更高的承載能力。由上述分析可知,軸壓比、含鋼率和鋼材強(qiáng)度對(duì)UCFShT柱件的荷載-位移滯回曲線影響較大。

    由于本文所進(jìn)行的試驗(yàn)分析中,鋼管與混凝土所涉及的強(qiáng)度范圍較小,后續(xù)應(yīng)在更大參數(shù)范圍內(nèi)對(duì)其進(jìn)行性能分析,進(jìn)而結(jié)合不同參數(shù),尋求分別以承載力和延性等為目標(biāo)指標(biāo)的最優(yōu)組合。從圖8中還可以看出,曲線滯回環(huán)都較為飽滿、無(wú)擠壓且呈紡錘形,說(shuō)明UCFShT試件抗震性能較好。

    3.4 荷載-位移骨架曲線和位移延性

    圖 7 荷載-應(yīng)變滯回曲線圖Fig.7 Load-strain hysteretic curve

    圖9和表3分別為UCFShT試件荷載-位移滯回曲線骨架曲線圖以及骨架曲線特征值表,曲線推、拉兩個(gè)方向線形不完全對(duì)稱,是因?yàn)樵囼?yàn)過(guò)程中水平軸力以及夾具扭轉(zhuǎn)產(chǎn)生的。從圖9中可以看出,試件的骨架曲線在屈服前呈直線上升趨勢(shì);隨著跨中豎向位移的增大,試件進(jìn)入彈塑性狀態(tài),剛度減小,曲線斜率減小。

    圖 8 UCFST柱荷載-位移滯回曲線圖Fig.8 Load- displacement hysteretic curve of UCFST columns

    結(jié)合圖9和表3可知,軸壓比由0.03增大到0.17時(shí),UCFShT柱彈性段剛度由8.13減小到4.49,減小了44.77%,對(duì)比于UCFSnT柱受軸壓比影響較小的結(jié)果[9],表明UCFShT柱彈性段剛度隨軸壓比的增大有所減小,但減小程度不大;試件峰值承載力降低了78.80%,影響較大。隨著含鋼率的增大,UCFShT柱彈性階段剛度和極限承載力都有一定的提高,含鋼率由0.142增大到0.361,彈性剛度增大了24.68%,峰值承載力提高了30.46%。同時(shí)鋼材強(qiáng)度對(duì)UCFST柱的彈性剛度和承載力影響也較大,鋼材等級(jí)由Q345提高到Q900,彈性剛度提高了39.68%,峰值承載力增大了1.25倍,且塑性階段更長(zhǎng)更平緩,主要是因?yàn)镼900鋼強(qiáng)度遠(yuǎn)大于Q345鋼,與同一強(qiáng)度超高強(qiáng)混凝土組合后,套箍效應(yīng)增強(qiáng),從而延長(zhǎng)了其塑性階段。

    圖10~圖11分別為軸壓比、含鋼率以及兩種鋼材強(qiáng)度等級(jí)對(duì)試件承載力[11]以及位移延性系數(shù)[17]的影響圖。結(jié)合兩圖可知,試件承載力和延性系數(shù)隨著軸壓比的增大均呈降低趨勢(shì)。但試件承載力和延性系數(shù)隨著含鋼率的增加則呈現(xiàn)增大的趨勢(shì)。在保持軸壓比為0.11和含鋼率為0.196前提下,鋼材強(qiáng)度等級(jí)由Q900降低到Q345,試件承載力下降程度較大,但其位移延性系數(shù)卻呈增長(zhǎng)趨勢(shì),主要是由于高強(qiáng)鋼管可以提供更強(qiáng)的彈性變形能力,使鋼管的局部屈曲變形延緩[11],但由于本文只對(duì)比了兩種參數(shù)鋼管,后期應(yīng)對(duì)不同鋼管強(qiáng)度對(duì)試件的延性影響進(jìn)行匹配分析。

    3.5 耗能能力

    累積滯回耗能與等效黏滯阻尼系數(shù)he[20]是判斷結(jié)構(gòu)的耗能能力兩個(gè)主要指標(biāo),本文將采用這兩個(gè)指標(biāo)對(duì)UCFShT柱耗能能力進(jìn)行判斷。圖12和圖13分別為UCFShT柱累積滯回耗能與位移的關(guān)系圖和等效黏性阻尼系數(shù)-位移曲線圖。從圖12中可以看出,隨著加載位移的增大,試件的累積滯回耗能和等效阻尼系數(shù)增大。隨著軸壓比的增大,相同位移的試件在加載初期的累積能耗增大,但在加載后期,累積能耗隨著軸壓比的增大而減小。對(duì)于UCFShT試件的粘滯阻尼系數(shù),由圖13可知,隨著軸壓比的增大呈增大趨勢(shì),這與CFST柱的研究結(jié)果不一致[21]。對(duì)于不同含鋼率試件,累積耗能隨著含鋼率增大不斷增大,但粘滯阻尼系數(shù)則增大的幅度不大。對(duì)比不同鋼強(qiáng)度試件,可以看出,在其他條件保持一致時(shí),同一位移下,UCFShT柱累積耗能較UCFSnT柱更高,而對(duì)于試件粘滯阻尼系數(shù)而言,前者要小于后者。

    圖 9 荷載-位移滯回曲線骨架曲線圖Fig.9 Skeleton curve of load-displacement hysteretic curve

    表 3 荷載-位移滯回曲線骨架曲線特征值表Table 3 Characteristic values of load-displacement skeleton curve

    圖 10 各參數(shù)對(duì)承載力影響圖Fig.10 Parameter influence on bearing capacity

    圖 11 各參數(shù)對(duì)位移延性系數(shù)影響圖Fig.11 Parameter influence on ductility coefficient

    3.6 剛度退化

    UCFShT柱剛度退化采用割線剛度來(lái)進(jìn)行表示[22],表示隨著位移的增大,UCFShT柱剛度會(huì)隨著進(jìn)入塑性階段不斷減小而發(fā)生剛度退化現(xiàn)象,如式(1)所示:

    式中:Pi為同一級(jí)加載第i次峰值點(diǎn)荷載值;Xi為同一級(jí)加載第i次峰值點(diǎn)位移值。

    圖14為UCFShT柱剛度退化對(duì)比圖,由圖14(a)和圖14(b)可知,剛度退化程度隨著軸壓比增大呈增大趨勢(shì),隨著含鋼率增大呈不斷減小趨勢(shì)。由圖14(c)可知,對(duì)比兩種鋼材強(qiáng)度的試件,高強(qiáng)鋼管試件在整個(gè)加載過(guò)程中剛度退化程度大于普通鋼管試件,且剛度退化過(guò)程貫穿整個(gè)加載過(guò)程,說(shuō)明其彈塑性階段較長(zhǎng)。

    3.7 強(qiáng)度退化

    本文采用同級(jí)荷載退化系數(shù)λi[22]來(lái)表示UCFShT柱的強(qiáng)度退化,并采用式(2)進(jìn)行計(jì)算:

    試件強(qiáng)度退化曲線對(duì)比如圖15所示,由圖15可知,對(duì)于不同的軸壓比下,試件強(qiáng)度退化隨著軸壓比和試件長(zhǎng)度的增大,程度不斷增強(qiáng),且軸壓比小于等于0.06的構(gòu)件,總體強(qiáng)度退化較小。對(duì)于不同含鋼率,隨著含鋼率增大,試件強(qiáng)度退化程度降低。對(duì)比兩種鋼強(qiáng)度試件發(fā)現(xiàn),強(qiáng)度退化曲線差異較小,說(shuō)明鋼材強(qiáng)度對(duì)強(qiáng)度退化影響不大。

    圖 12 累積滯回耗能-位移曲線對(duì)比圖Fig.12 Comparison of cumulative hysteretic energy dissipation-displacement curve

    圖 13 等效黏滯阻尼系數(shù)-位移曲線圖Fig.13 Equivalent viscous damping coefficient-displacement curve

    3.8 抗彎剛度分析

    圖16為典型的UCFShT柱(HU-T6-N03)彎矩-曲率滯回曲線,圖16中可以看出,在加載初期,試件處于彈性階段,剛度變化不大;隨著加載繼續(xù),剛度不斷減小至試件達(dá)到最大彎矩Mu,即彈塑性階段,且不同于UCFSnT柱[8?9],UCFShT柱在曲線達(dá)到最大彎矩后有一段彎矩下降階段。如文獻(xiàn)[12]所述,本文將0.6Mu的割線剛度定義為使用性能級(jí)截面抗彎剛度Kse,將文獻(xiàn)[9]以及本文試驗(yàn)得到的Kse列于表4中,其中UCFSnT試件結(jié)果來(lái)源于文獻(xiàn)[9],UCFShT構(gòu)件結(jié)果來(lái)源于本文。

    圖 14 剛度退化曲線對(duì)比圖Fig.14 Stiffness degradation curve

    圖 15 強(qiáng)度退化曲線對(duì)比圖Fig.15 Strength degradation curve

    圖 16 典型試件彎矩-曲率滯回曲線Fig.16 Typical moment-curvature hysteretic curve

    不同規(guī)程對(duì)鋼管混凝土結(jié)構(gòu)抗彎剛度的計(jì)算方法基本采用如下式(3)的形式,不同規(guī)程對(duì)混凝土的抗彎剛度采用折減系數(shù)β進(jìn)行折減,如ACI 318-M05[23]取β值為0.2,BS5400[24]取1,AISC 360-05[25]取0.8以及EC4[26]取0.6。表4為分別采用上述規(guī)程中的計(jì)算公式對(duì)不同鋼管強(qiáng)度的UCFST柱試件抗彎剛度進(jìn)行計(jì)算,并與試驗(yàn)值進(jìn)行比較,比較結(jié)果分別如圖17(a)和圖17(b)所示。

    表 4 不同規(guī)程計(jì)算抗彎剛度值與試驗(yàn)值對(duì)比表Table 4 Bending stiffness comparison between calculated results in different codes and test results

    圖 17 抗彎剛度規(guī)程與試驗(yàn)對(duì)比圖Fig.17 Comparison between bending rigidity code caculated and test results

    式中:Es和Ec分別為鋼管和混凝土截面面積;Is和Ic分別為鋼管和混凝土截面慣性矩。

    由表4可以看出,隨著軸壓比的增大,UCFST柱抗彎剛度呈先增大后減小的趨勢(shì),這與CFST柱[17]結(jié)果一致。隨著含鋼率的增大,截面抗彎剛度也呈增大趨勢(shì)。鋼管強(qiáng)度由Q900減小到Q345時(shí),截面抗彎剛度減小程度較大。結(jié)合表4和圖17可知,上述所有規(guī)程對(duì)UCFST試件截面抗彎剛度計(jì)算結(jié)果都偏保守,主要是由于本文采用的組合結(jié)構(gòu)材料皆為高強(qiáng)材料,而上述規(guī)程適用范圍未將其含括進(jìn)去,因此有必要對(duì)其進(jìn)行適當(dāng)修正,以期適用于高強(qiáng)材料組合結(jié)構(gòu)抗彎剛度計(jì)算;對(duì)比四種規(guī)程,BS5400[24]計(jì)算結(jié)果相對(duì)于更接近試驗(yàn)結(jié)果,Ke的均值和標(biāo)準(zhǔn)差分別為1.171、0.130,后面依次為AISC 360-05[25]、EC4[26]和ACI 318-M05[23]。

    4 結(jié)論

    本文以軸壓比、含鋼率和鋼材強(qiáng)度為參數(shù),進(jìn)行了高強(qiáng)鋼管超高強(qiáng)混凝土柱的擬靜力試驗(yàn),并對(duì)試驗(yàn)結(jié)果進(jìn)行了分析,得到以下幾個(gè)結(jié)論:

    (1)當(dāng)軸壓比較小時(shí),試件主要是由于最不利截面處鋼管局部被拉斷或者鋼管鼓屈而破壞,核心混凝土開(kāi)裂程度不大;而當(dāng)軸壓比較大時(shí),試件則是由于核心混凝土在較大軸力作用下出現(xiàn)嚴(yán)重開(kāi)裂使試件喪失承載力而破壞。

    (2)試件彈性段剛度受軸壓比影響不大,受含鋼率和鋼材強(qiáng)度影響較大;極限承載力和延性受軸壓比、含鋼率和鋼材強(qiáng)度影響較大;極限承載力隨軸壓比增大有所下降,隨含鋼率和鋼材強(qiáng)度增大而增大;延性隨軸壓比和鋼材強(qiáng)度增大呈減小趨勢(shì),隨含鋼率增大則呈增大趨勢(shì)。

    (3)試件整體耗能能力隨著軸壓比增大減弱,隨著含鋼率和鋼材強(qiáng)度的增大而增強(qiáng);強(qiáng)度和剛度退化程度隨著軸壓比的增大呈減小趨勢(shì),隨著含鋼率增大呈真增大趨勢(shì),剛度退化程度隨著鋼材強(qiáng)度增大呈增大趨勢(shì),而強(qiáng)度退化程度則呈相反趨勢(shì)。

    (4)試件抗彎剛度隨軸壓比增大呈先增大后減小趨勢(shì),隨含鋼率和鋼管強(qiáng)度增大呈增大趨勢(shì)。受材料適用范圍限制,目前規(guī)程中的抗彎剛度計(jì)算方法并不適用于采用高強(qiáng)材料的組合試件,計(jì)算結(jié)果偏差較大。

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