加勁薄壁高強(qiáng)方鋼管混凝土短柱的軸壓性能

楊有福 郭宏鑫

(大連理工大學(xué) 海岸和近海工程國家重點(diǎn)實(shí)驗(yàn)室，遼寧 大連 116024)

薄壁方鋼管混凝土是在薄壁方鋼管內(nèi)部填充混凝土而成的一種組合構(gòu)件[1]。所謂薄壁方鋼管，通常指其邊長壁厚比超過鋼結(jié)構(gòu)對其局部屈曲控制的限值，或者壁厚小于3 mm。研究表明[2]，方鋼管混凝土的核心混凝土對鋼管壁的支撐作用，使方鋼管的受壓局部屈曲得到延遲或避免。因此，日本AIJ設(shè)計(jì)指南[3]和我國國家標(biāo)準(zhǔn)GB 50936[4]等工程建設(shè)標(biāo)準(zhǔn)規(guī)定：方鋼管混凝土的鋼管邊長壁厚比限值取為相應(yīng)空鋼管限值的1.5倍。

當(dāng)前，鋼材和混凝土逐漸向高強(qiáng)、高性能化的方向發(fā)展，高強(qiáng)鋼、耐火耐候鋼及超高強(qiáng)高性能混凝土等的研制和應(yīng)用受到廣泛關(guān)注[5- 7]。在鋼管混凝土結(jié)構(gòu)中采用高強(qiáng)鋼可減小截面尺寸，節(jié)約鋼材用量，降低制造、運(yùn)輸、安裝費(fèi)用等。然而，控制薄壁高強(qiáng)方鋼管混凝土外鋼管受壓局部屈曲的邊長壁厚比限值將進(jìn)一步減小，從而限制了高強(qiáng)鋼管的應(yīng)用。為此，國內(nèi)外學(xué)者提出了多種針對薄壁方鋼管混凝土的鋼管加勁措施[8]，以提高薄壁方鋼管的局部穩(wěn)定性，保證核心混凝土始終受到有效約束。

經(jīng)常采用的薄壁方鋼管混凝土的鋼管加勁措施主要有：單(雙)排鋼板肋[1]、T形鋼板肋[9]、豎直鋼筋[10]等縱向型，角部斜鋼拉桿[8]、與邊垂直約束鋼拉桿[11]、內(nèi)置圓形(螺旋)箍筋[12]等橫向型，以及帶圓孔斜拉鋼板肋[13]的雙向型。結(jié)果表明，合理的加勁措施可以提高薄壁方鋼管混凝土構(gòu)件的力學(xué)性能。然而，不同研究者主要針對采用某一種加勁措施的薄壁方鋼管混凝土構(gòu)件，同等條件下采用不同加勁措施的薄壁方鋼管混凝土構(gòu)件的力學(xué)性能的差異尚不明確，使廣大設(shè)計(jì)人員較難選擇。因此，對比研究加勁和未加勁薄壁方鋼管混凝土構(gòu)件的力學(xué)性能，考察加勁措施的效果，對于薄壁方鋼管混凝土構(gòu)件在實(shí)際工程中的應(yīng)用及其設(shè)計(jì)理論的深入研究具有十分重要的意義。

本研究中設(shè)計(jì)并完成兩組加勁和未加勁薄壁高強(qiáng)方鋼管混凝土短柱的軸壓試驗(yàn)，重點(diǎn)考察鋼管屈服強(qiáng)度和加勁措施類型對試件軸壓性能的影響；在合理選用鋼材和混凝土本構(gòu)模型的基礎(chǔ)上，建立非線性有限元模型，模擬試件的受力性能，并進(jìn)一步對各種加勁措施的效果進(jìn)行數(shù)值分析。

1 試驗(yàn)研究

1.1 試件設(shè)計(jì)與制作

共設(shè)計(jì)了Ⅰ、Ⅱ兩組共14個(gè)薄壁高強(qiáng)方鋼管混凝土短柱，包括12個(gè)加勁試件和2個(gè)未加勁對比試件，試件的高度(H)與外邊長(B)的比值為3.0，B與鋼管設(shè)計(jì)壁厚(t)的比值為80，大于GB 50936[4]的限值。第Ⅰ組和第Ⅱ組各7個(gè)試件鋼管的鋼材牌號分別為Q460M和Q690M；采用的加勁措施類型有：單排鋼板肋、雙排鋼板肋、T形鋼板肋、帶圓孔斜拉鋼板肋和內(nèi)置方形螺旋箍筋，其中鋼板肋由Q460M鋼加工制作，箍筋為HRB400級鋼筋。為保證試驗(yàn)結(jié)果的可比性，確定加勁試件的加勁配鋼率αsv均為1.2%，αsv=Vs/Vce，Vs和Vce分別為高度范圍內(nèi)加勁配鋼和鋼管內(nèi)壁包圍的體積。試件信息見表1。其中：hs為鋼板肋高度、T形鋼板肋腹板高度或翼緣寬度、帶圓孔斜拉鋼板肋寬度；ts為肋板設(shè)計(jì)厚度；s和d分別為內(nèi)置方形螺旋箍筋的間距和直徑；α為名義截面含鋼率，α=As/Ace，As和Ace分別為鋼管和鋼管內(nèi)壁包圍的截面面積；Nue和Esc,e分別為試件的承載力和組合彈性模量；DI為延性系數(shù)。試件編號中的N表示未加勁，SL、DL、TL、BL及S8(S10)分別表示加勁措施為單排鋼板肋、雙排鋼板肋、T形鋼板肋、帶圓孔斜拉鋼板肋及內(nèi)置方形螺旋箍筋(數(shù)字8和10分別表示箍筋公稱直徑為8 mm和10 mm)。此外，帶圓孔斜拉鋼板肋的高度方向等距分布5個(gè)直徑和孔距分別為97 mm和144 mm的圓孔。

表1 試件信息Table 1 Information of the tested specimens

試件鋼管先由兩塊鋼板冷彎成兩肢長不等的U型槽，然后將兩個(gè)U型槽的不等長肢用對接焊縫焊接而成。鋼板肋采用連續(xù)角焊縫與鋼管內(nèi)壁焊接，焊腳尺寸滿足相關(guān)標(biāo)準(zhǔn)要求，而緊貼鋼管內(nèi)壁的螺旋箍筋僅在其起點(diǎn)和終點(diǎn)與鋼管內(nèi)壁焊接。試件鋼管及加勁措施的構(gòu)造如圖1所示。其中，a=B/2-t-ts/2，b=B/3-t-ts/2，c=B/3-ts，e=B/3-t-0.7ts，g=B/3-1.4ts。

圖1 鋼管及其加勁措施Fig.1 Steel tube and its stiffening measure

1.2 材料性能

鋼板和鋼筋的力學(xué)性能根據(jù)《金屬材料 拉伸試驗(yàn) 第1部分：室溫試驗(yàn)方法》[14]中規(guī)定的方法測定，每種鋼板或鋼筋均選取3個(gè)標(biāo)準(zhǔn)拉伸試件。測試結(jié)果表明，鋼材拉伸試件的應(yīng)力-應(yīng)變曲線的離散性較小，故其材料性能指標(biāo)可取3個(gè)試件測試結(jié)果的平均值，如表2所示。其中，t′和d′分別為實(shí)測鋼板厚度和鋼筋直徑，fy為屈服強(qiáng)度，fu為抗拉強(qiáng)度，Es為彈性模量，μs為泊松比，δ為斷后伸長率。

表2 鋼材的力學(xué)性能Table 2 Mechanical properties of steel

1.3 試驗(yàn)方法

試驗(yàn)在10 000 kN壓力機(jī)上進(jìn)行，為防止試件出現(xiàn)端部破壞，在試件兩端各安裝一個(gè)高200 mm的方形鋼套筒。施加的荷載通過置于上部鋼套筒頂板與試驗(yàn)機(jī)上加荷板之間的荷載傳感器測量。同時(shí)，為測量試件的變形(軸向位移和應(yīng)變)，在試驗(yàn)機(jī)下加荷板設(shè)置4個(gè)與板面垂直的位移計(jì)，并在試件高度一半截面鋼管的四邊中點(diǎn)和兩鄰邊角部貼縱向和橫向應(yīng)變片，如圖2所示。

圖2 試驗(yàn)裝置和測點(diǎn)布置Fig.2 Test set-up and layout of measuring points

試驗(yàn)采用位移控制的加載方式，荷載達(dá)到峰值之前，位移增加的速度為0.2 mm/min；荷載達(dá)到峰值之后，位移增加的速度為1.0 mm/min；當(dāng)試件承擔(dān)的荷載急劇下降且變形迅速增大或試件承擔(dān)的荷載下降至峰值荷載的60%時(shí)，結(jié)束試驗(yàn)。

2 試驗(yàn)結(jié)果及討論

2.1 破壞形態(tài)及特征

整個(gè)加載過程中，試件均經(jīng)歷了彈性、彈塑性和峰值后3個(gè)階段。彈性階段，試件無明顯變化；當(dāng)未加勁和加勁試件的外荷載分別達(dá)到峰值荷載的50%～60%和70%～80%左右時(shí)，試件進(jìn)入彈塑性階段，即加勁措施增強(qiáng)了鋼管與核心混凝土之間的相互作用，延緩了鋼管的破壞進(jìn)程，試件的特征是鋼管出現(xiàn)輕微局部鼓曲并伴有混凝土壓碎聲；峰值后階段，試件鋼管已鼓曲處進(jìn)一步發(fā)展的同時(shí)，還會(huì)出現(xiàn)后繼局部鼓曲。需要指出的是，試件S10-Ⅰ、DL-Ⅱ和S8-Ⅱ進(jìn)入彈塑性階段的荷載值與其余加勁試件接近，但其彈塑性階段很短，且峰值后階段鋼管未出現(xiàn)后繼局部鼓曲，主要可能是由于混凝土的非均勻性或箍筋/鋼板肋過早失效所致。

試驗(yàn)結(jié)束后試件的破壞形態(tài)如圖3所示?？梢姡嚰﨨-Ⅰ(Ⅱ)、BL-Ⅰ(Ⅱ)、S8-Ⅰ和S10-Ⅱ的鋼管四面均出現(xiàn)2-3處橫跨外邊長的半波狀鼓曲，其中采用帶圓孔斜拉鋼板肋試件的鋼管鼓曲基本發(fā)生在孔直徑附近；這是因?yàn)閳A孔的削弱作用導(dǎo)致該處斜拉鋼板肋的拉結(jié)作用最弱。試件SL-Ⅰ(Ⅱ)、DL-Ⅰ和TL-Ⅰ(Ⅱ)的鋼管四面均出現(xiàn)多處止(起)于縱向加勁肋并呈交錯(cuò)式分布的半波狀局部鼓曲，鼓曲變形值很小。總體上，鋼材屈服強(qiáng)度對試件的破壞形態(tài)無明顯影響。此外，試件S10-Ⅰ、DL-Ⅱ和S8-Ⅱ的破壞形態(tài)明顯不同于與之對應(yīng)的加勁試件，試件S10-Ⅰ和S8-Ⅱ的鋼管僅出現(xiàn)集中于一處橫跨外邊長的半波狀鼓曲，且鼓曲變形值很大；試件DL-Ⅱ的鋼管鼓曲沿45°斜向分布，呈剪切破壞特征，雙排鋼板肋未能有效限制其所在處鋼管的局部鼓曲。由此可以判斷，這3個(gè)試件的加勁措施基本未發(fā)揮作用?？傮w上，相較于未加勁對比試件，加勁措施有效試件的單個(gè)鋼管鼓曲半波的波寬和峰值更小，鼓曲的范圍更小。

圖3 試件破壞形態(tài)Fig.3 Failure pattern of specimens

2.2 荷載-變形曲線

試件的荷載(N)-軸向位移(Δ)曲線如圖4所示，其中軸向位移取4個(gè)位移計(jì)測量結(jié)果的平均值?？梢?，第Ⅰ組和第Ⅱ組對應(yīng)試件N-Δ曲線的差異總體上不明顯，試件的N-Δ曲線均包括彈性、彈塑性和峰值后3個(gè)階段，而峰值后階段隨著Δ的增大，N先快速下降并在加載后期平緩變化，且荷載卸除后試件存在較大的殘余變形。此外，相對于未加勁試件，總體上加勁試件的N-Δ曲線的初始斜率更大、彈塑性階段更短，達(dá)到承載力后荷載下降速率更慢，而采用不同加勁措施試件力學(xué)指標(biāo)(承載力、組合彈性模量和延性系數(shù))的差異性較為明顯，具體見后文分析。全部試件的N-Δ曲線具有明顯的峰值荷載，因此定義實(shí)測峰值荷載為試件的承載力(Nue)，見表1。

圖4 N-Δ曲線Fig.4 N-Δ curves

圖5示出了典型試件的荷載(N)-應(yīng)變(εL和εT)曲線，其中相同位置的應(yīng)變?nèi)∑淦骄担臠和εT分別為縱向和橫向應(yīng)變?？梢姡嚰暮奢d-應(yīng)變曲線同樣包含彈性、彈塑性和峰值后3個(gè)階段；截面中部和角部N-εL曲線的彈性和彈塑性階段幾乎重合，但峰值后階段的差異較大，主要是由于鋼管局部鼓曲部位與應(yīng)變片位置不同所致；同時(shí)，從彈塑性階段開始，相同荷載水平下截面角部的εT低于截面中部的對應(yīng)應(yīng)變值，這主要是因?yàn)榉戒摴艿慕遣繉诵幕炷恋募s束作用更強(qiáng)[2]。此外，加勁和未加勁試件N-εL(εT)曲線的彈性和彈塑性階段的發(fā)展趨勢類似，峰值后階段相同荷載水平下加勁試件的相應(yīng)應(yīng)變更大，但不同加勁措施試件N-εL(εT)曲線的發(fā)展趨勢不盡相同。

圖5 典型N-εL(εT)曲線Fig.5 Typical N-εL(εT) curves

2.3 力學(xué)指標(biāo)

為清晰反映加勁措施對試件承載力的影響，定義承載力系數(shù)(BCF)為加勁試件承載力與未加勁試件承載力的比值。圖6示出了試件承載力(Nue)和BCF的比較結(jié)果?？梢?，除試件S10-Ⅰ、DL-Ⅱ和S8-Ⅱ外，總體上設(shè)置加勁措施和鋼管屈服強(qiáng)度高的試件具有更高的Nue和BCF。對于第Ⅰ組除S10-Ⅰ外的試件，加勁試件的Nue比未加勁試件的Nue高0.2%～28.4%，加勁效果相對好的是T形鋼板肋和帶圓孔斜拉鋼板肋兩類措施，分別比未加勁試件的Nue高24.3%和28.4%；對于第Ⅱ組除DL-Ⅱ和S8-Ⅱ外的試件，加勁試件的Nue比未加勁試件的Nue高1.3%～9.3%，加勁效果相對好的也是T形鋼板肋和帶圓孔斜拉鋼板肋兩類措施，分別比未加勁試件的Nue高9.3%和7.2%。此外，與未加勁試件相比，鋼材屈服強(qiáng)度更高的第Ⅱ組試件并未獲得更高的承載力提高百分比，這主要是由于核心混凝土的強(qiáng)度相對較低所致；具體設(shè)計(jì)時(shí)需合理匹配鋼管及其核心混凝土的強(qiáng)度等級。

圖6 Nue和BCF的比較Fig.6 Comparison of Nue and BCF

參考以往的研究方法[16]，試件的組合彈性模量(Esc,e)可按下式計(jì)算：

(1)

式中：σue為名義峰值應(yīng)力，σue=Nue/Asc,Asc為組合截面面積；εL,0.4為荷載-截面中部縱向應(yīng)變曲線上升段0.4Nue對應(yīng)的應(yīng)變。試件的Esc,e列于表1。

定義組合彈性模量系數(shù)(EMF)為加勁試件與未加勁試件Esc,e的比值。試件的Esc,e和EMF的比較見圖7?？梢?，試件SL-Ⅰ、BL-Ⅱ和S10-Ⅱ的Esc,e和EMF低于相應(yīng)未加勁試件，可能是材料缺陷、荷載偏心及應(yīng)變片位置偏差等因素造成的，其余加勁試件的Esc,e和EMF均高于相應(yīng)未加勁試件。對于第Ⅰ組試件，除試件SL-Ⅰ外，加勁試件的Esc,e比未加勁試件的Esc,e高1.0%～34.4%，加勁效果相對好的是內(nèi)置方形螺旋箍筋類措施，比未加勁試件的Esc,e高32.1%～34.4%；對于第Ⅱ組試件，除試件BL-Ⅱ和S10-Ⅱ外，加勁試件的Esc,e比未加勁試件的Esc,e高0.1%～33.0%，加勁效果相對好的是內(nèi)置直徑8 mm方形螺旋箍筋和T形鋼板肋兩類措施，分別比未加勁試件的Esc,e高33.0%和9.4%。此外，鋼材屈服強(qiáng)度對試件Esc,e和EMF變化規(guī)律的影響也不一致。

圖7 Esc,e和EMF的比較Fig.7 Comparison of Esc,e and EMF

定義試件的延性系數(shù)(DI)為

DI=Δ0.85/Δue

(2)

式中,Δ0.85為峰值后階段試件的承載力下降至0.85Nue時(shí)的軸向位移，Δue為試件達(dá)到Nue時(shí)的軸向位移。

試件的DI見表1。可見，2個(gè)未加勁試件的DI分別為1.04和1.02，而加勁試件的DI均高于未加勁試件，說明所采用的加勁措施均可提高薄壁高強(qiáng)方鋼管混凝土軸壓短柱的延性，但加勁試件之間的DI也存在一定差異。對于第Ⅰ組試件，采用單排鋼板肋、內(nèi)置直徑10 mm方形螺旋箍筋和T形鋼板肋試件的DI較大，分別為未加勁試件DI的2.33倍、2.20倍和1.24倍，而其余加勁試件DI的提高幅度相對有限；對于第Ⅱ組試件，采用單排鋼板肋、雙排鋼板肋和內(nèi)置直徑8 mm方形螺旋箍筋試件的DI較大，分別為未加勁試件DI的1.70倍、1.68倍和1.46倍，而其余加勁試件DI的提高幅度相對有限。

需要說明的是，盡管試驗(yàn)是研究構(gòu)件力學(xué)性能的有效手段，但由于試件不可避免地存在初始缺陷、材料性能離散及加工偏差造成的軸壓荷載偏心等，使得試驗(yàn)獲得的試件力學(xué)指標(biāo)可能存在偏差，從而影響對試驗(yàn)結(jié)果的分析。因此，需要借助有限元模型開展數(shù)值模擬與分析。

3 有限元模擬

3.1 有限元模型

采用通用軟件ABAQUS[17]建立非線性有限元模型，對加勁和未加勁薄壁高強(qiáng)方鋼管混凝土短柱的軸壓性能進(jìn)行模擬和分析。

對于鋼材，選用ABAQUS中的塑性分析模型，分別由文獻(xiàn)[2]中的冷彎型鋼和鋼筋名義應(yīng)力-應(yīng)變關(guān)系換算得到鋼管(鋼板肋)和螺旋箍筋塑性階段的真實(shí)應(yīng)力-塑性應(yīng)變關(guān)系，鋼材力學(xué)指標(biāo)采用實(shí)測結(jié)果(見表2)。對于核心混凝土，選用ABAQUS中的塑性損傷模型，其受壓應(yīng)力-非彈性應(yīng)變關(guān)系由文獻(xiàn)[2]給出的方鋼管約束混凝土的應(yīng)力-應(yīng)變關(guān)系得到，受拉軟化借助應(yīng)力-斷裂能關(guān)系模擬，混凝土彈性模量采用ACI 318[18]建議的公式確定，泊松比為0.2。

鋼管和鋼板肋選用四節(jié)點(diǎn)減縮積分殼單元(S4R)模擬，螺旋箍筋選用桁架單元(Truss)模擬，上、下套筒與核心混凝土選用八節(jié)點(diǎn)縮減積分三維實(shí)體單元(C3D8R)模擬。構(gòu)件有限元模型采用結(jié)構(gòu)化網(wǎng)格劃分技術(shù)[17]，并通過剖切技術(shù)以使不同部件的網(wǎng)格節(jié)點(diǎn)對齊，如圖8所示。

圖8 有限元模型的網(wǎng)格劃分Fig.8 Meshing adopted in the finite element model

加勁薄壁高強(qiáng)方鋼管混凝土軸壓短柱的有限元模型包含4個(gè)獨(dú)立的部件，即鋼管、加勁配鋼、核心混凝土及套筒，各部件之間的相互作用通過定義接觸模擬，具體包括：①鋼管及加勁配鋼與混凝土之間的界面接觸由法向“硬接觸”和切向粘結(jié)滑移組成，切向粘結(jié)滑移采用庫倫摩擦模型，摩擦系數(shù)取0.6[19]；②套筒端板與混凝土及套筒環(huán)板與鋼管之間界面采用法向“硬接觸”；③加勁配鋼與鋼管及鋼管與套筒端板之間接觸選用“Tie”；④螺旋箍筋與混凝土之間接觸選用“Embedded”。

對于薄壁高強(qiáng)鋼管加工制作過程中產(chǎn)生的初始幾何缺陷和殘余應(yīng)力，Tao等[19]指出，相比于空鋼管，內(nèi)填混凝土后其影響被顯著弱化，且考慮和不考慮其影響時(shí)方鋼管混凝土軸壓短柱力學(xué)性能的差異不明顯。因此，在進(jìn)行有限元模擬時(shí)未考慮鋼管初始幾何缺陷和殘余應(yīng)力的影響。

采用全模型進(jìn)行加勁和未加勁薄壁高強(qiáng)方鋼管混凝土短柱軸壓性能的有限元模擬。模型的邊界條件如圖9所示，其中UX、UY和UZ分別表示X、Y和Z方向的位移。約束上部套筒頂面X、Y方向的平動(dòng)自由度及下部套筒底面的所有自由度。加載通過位移控制，即在構(gòu)件上部套筒頂面沿Z方向施加位移。

圖9 有限元模型的邊界條件Fig.9 Boundary conditions of finite element model

3.2 有限元模擬結(jié)果與試驗(yàn)結(jié)果的比較

兩組試件破壞形態(tài)的模擬結(jié)果類似，此處僅給出第Ⅱ組試件的模擬結(jié)果，如圖10所示。由圖10與圖3的比較可以看出，除試件DL-Ⅱ和S8-Ⅱ外，有限元模擬試件外鋼管的鼓曲形態(tài)與試驗(yàn)結(jié)果總體上較為接近，但鼓曲的位置和數(shù)量有一定差異。這主要是由于試件材料的缺陷和離散性尚無法在有限元模型中反映。

圖10 模擬的試件破壞形態(tài)Fig.10 Simulated failure pattern of the specimens

圖11示出了典型的加勁試件N-Δ曲線模擬結(jié)果與試驗(yàn)結(jié)果?？梢?，有限元模擬N-Δ曲線總體發(fā)展趨勢與試驗(yàn)結(jié)果類似，但模擬N-Δ曲線的初始斜率略高于試驗(yàn)結(jié)果，且峰值后階段承載力下降速率慢于試驗(yàn)曲線。這主要是由于組成試件的混凝土和鋼材存在的初始缺陷(如試件材料性質(zhì)與材性試驗(yàn)結(jié)果的差異、混凝土內(nèi)部的初始裂紋、鋼材與混凝土之間的微小空隙等)在有限元模型中暫無法考慮，使得模擬N-Δ曲線的初始斜率略高；同時(shí)，由于鋼管四面鼓曲的次序有別和分布不均，使得試驗(yàn)時(shí)試件峰值后階段處于小偏壓狀態(tài)，導(dǎo)致承載力下降較快。

圖11 典型N-Δ曲線的比較Fig.11 Comparison of typical N-Δ curves

圖12示出了試件承載力和組合彈性模量有限元模擬結(jié)果(Nuc和Esc,c)與相應(yīng)試驗(yàn)結(jié)果(Nue和Esc,e)。由圖12(a)可以看出，除了承載力偏低的3個(gè)試件(S10-Ⅰ、DL-Ⅱ和S8-Ⅱ)外，Nuc與Nue的偏差總體在15%以內(nèi)，Nuc/Nue的平均值和標(biāo)準(zhǔn)差分別為0.996和0.061。由圖12(b)可見，也有2個(gè)試件的Esc,c與Esc,e的偏差較大，主要還是模擬與試驗(yàn)中材料性質(zhì)和加載速率偏差所致，Esc,c/Esc,e的平均值和標(biāo)準(zhǔn)差分別為0.972和0.117。可見，有限元模擬承載力和組合彈性模量與試驗(yàn)結(jié)果總體吻合較好。

圖12 Nuc(Esc,c)和Nue(Esc,e)的比較Fig.12 Comparison of Nuc(Esc,c) and Nue(Esc,e)

4 參數(shù)分析

利用經(jīng)試驗(yàn)結(jié)果驗(yàn)證的有限元模型，進(jìn)一步分析了名義截面含鋼率(α)、鋼材屈服強(qiáng)度(fy)、混凝土抗壓強(qiáng)度(fcu)及加勁配鋼率(αsv)對加勁和未加勁薄壁高強(qiáng)方鋼管混凝土短柱軸壓性能的影響，參數(shù)為：B=400 mm;H/B=3.0;α=0.07～0.108(B/t=40～60);fy=460～690 MPa;fcu=30～90 MPa;αsv=1.5%,3.0%。此外，縱肋位置與試件一致(見圖1)，厚度等于外鋼管壁厚；箍筋直徑為8 mm和10 mm，屈服強(qiáng)度為500 MPa；帶圓孔斜拉鋼板肋的高度方向等距分布6個(gè)直徑和孔距分別為150 mm和200 mm的圓孔。

圖13示出了典型參數(shù)對加勁和未加勁薄壁高強(qiáng)方鋼管混凝土軸壓短柱荷載(N)-軸向位移(Δ)曲線的影響。可見，與試驗(yàn)結(jié)果類似，所有構(gòu)件N-Δ曲線的趨勢較為接近，加勁組合構(gòu)件具有更好的力學(xué)性能，但不同加勁構(gòu)件的N-Δ曲線不同階段分界點(diǎn)與力學(xué)指標(biāo)存在差異。

各參數(shù)對加勁薄壁高強(qiáng)方鋼管混凝土軸壓短柱承載力系數(shù)(BCF)、組合彈性模量系數(shù)(EMF)和延性系數(shù)(DI)的影響如圖14所示。其中實(shí)線和虛線分別代表加勁配鋼率(αsv)為3.0%和1.5%，圖14(c)中缺少的數(shù)據(jù)點(diǎn)為依據(jù)本研究定義無法獲得DI的情況?？梢?，與相應(yīng)未加勁構(gòu)件相比，加勁薄壁高強(qiáng)方鋼管混凝土軸壓短柱具有更高的承載力、組合彈性模量和延性系數(shù)，αsv相同構(gòu)件的BCF、EMF和DI隨各參數(shù)變化而變化的規(guī)律類似，但αsv不同時(shí)構(gòu)件的BCF、EMF和DI的差異性明顯，表明加勁措施的效果與αsv直接相關(guān)；總體上BCF、EMF和DI隨著α、fy和αsv的增大及fcu的減小而增大。此外，帶圓孔斜拉鋼板肋加勁措施對提高承載力和延性更有效，雙排鋼板肋加勁措施對提高組合彈性模量更有效。

圖13 典型參數(shù)對加勁和未加勁構(gòu)件N-Δ曲線的影響

圖14 各參數(shù)對加勁和未加勁構(gòu)件力學(xué)指標(biāo)的影響Fig.14 Effect of parameters on the mechanical indexes of the stiffened and unstiffened members

盡管本研究的加勁措施均可提高薄壁高強(qiáng)方鋼管混凝土軸壓短柱的力學(xué)性能，在實(shí)際應(yīng)用過程中尚需根據(jù)受力狀態(tài)、環(huán)境因素及全壽命周期成本等合理選擇加勁措施。同時(shí)，可在本研究工作的基礎(chǔ)上，進(jìn)一步探索能夠全面提高薄壁高強(qiáng)方鋼管混凝土構(gòu)件力學(xué)性能的加勁措施。

5 結(jié)論

(1)加勁和未加勁薄壁高強(qiáng)方鋼管混凝土軸壓短柱試件均經(jīng)歷了彈性、彈塑性和峰值后3個(gè)受力階段，但加勁試件的破壞進(jìn)程及其鋼管的破壞形態(tài)不同于未加勁試件，加勁試件的彈塑性階段出現(xiàn)得更晚，且鋼管鼓曲范圍和鼓曲變形值更小。

(2)加勁和未加勁薄壁高強(qiáng)方鋼管混凝土軸壓短柱試件的荷載-軸向位移(應(yīng)變)曲線的發(fā)展歷程類似，但與未加勁試件相比，加勁試件總體上具有更大的初始斜率、更短的彈塑性階段、更慢的峰值后承載力下降速率。

(3)總體上，試件承載力隨鋼管屈服強(qiáng)度的提高而提高，與未加勁試件相比，加勁試件具有更高的承載力、組合彈性模量和延性系數(shù)，但試驗(yàn)未發(fā)現(xiàn)可以全面提高薄壁高強(qiáng)方鋼管混凝土軸壓短柱力學(xué)指標(biāo)的加勁措施。

(4)基于考慮方鋼管約束的核心混凝土本構(gòu)模型，建立了加勁薄壁高強(qiáng)方鋼管混凝土軸壓短柱力學(xué)性能分析的有限元模型，模擬結(jié)果與試驗(yàn)結(jié)果總體符合。進(jìn)一步數(shù)值分析結(jié)果表明，提高承載力和延性更為有效的加勁措施為帶圓孔斜拉鋼板肋，而提高組合彈性模量更為有效的加勁措施為雙排鋼板肋。