巨型钢管混凝土角柱压弯试验及有限元分析研究

1、.第四部分性能研究与测试技术-331·巨型钢管混凝土角柱压弯试验及有限元分析研究刘天波1令狐延2刘光荣21深圳市京基房地产股份有限公司，深圳，5180012中国建筑第四工程局有限公司，广州，510665【摘要】 本文对深圳京基金融中心巨型钢管混凝土柱典型截面低周往复荷载作用下的试验结果以及 有限元分析方法从承载力和变形能力(混凝土开裂、钢板局部变形、板件屈曲、应力应变等)两方面 进行分析，并对钢管混凝土柱在破坏形态、延性、耗能能力及钢管柱的截面构造的合理构成等方面进 行研究。试验研究表明，钢管混凝土柱在压弯往复荷栽作用下不存在滑移或滑移很小，耗能能力较强， 构件变形能力较好。钢管混凝

2、土柱压弯试验试件最先屈服的位置均出现在柱根。截面中钢筋、竖向加 劲肋与钢管及混凝土共同承担竖向荷载及弯矩，水平加劲肋和竖向加劲肋分别对钢管壁环向和钢管壁 鼓曲有明显的约束作用。有限元分析表明，柱试件有限元分析的变形、应力分布、极限承载力与破坏模式与试验结果基本符合。两者结合分析表明，轴压比在设计范围内时，可以按照叠加法计算柱的截 面轴向刚度。【关键词】压弯试验；低周往复荷载；屈服；耗能能力；破坏形态；延性；约束；截面轴向刚度Prisms and Finite Element AnalysisLiu Tianb01Lingbu Yan2Liu Guangron921Shenzhen KingKe

3、y Real Estate Development Co，Ltd，Shenzhen，5 1 8001，China 2China Construction Fourth Engineering Division CorpLtd，Guangzhou，5 10665，China【Abstract】The article analyzes the test results on a typical CROSS section of rectangular steel concrete columns under low cyclic loading of the Shenzhen KingKey Fi

4、nance Center building， from two aspects of the bearing and deformation capacity(Concrete cracking，steelboard localdeformation，plate buckling，stress and strain， etc)with a method of finite element analysis，and researches the destroyingmodes，ductility，energy consumption of steel concrete columnsThe re

5、sult of research presents noslip or small-slip，the strong energy consumption，good component deformation of steel concrete columns under bending and cyclic loading，and theroot column as the first yielded position of steel concrete column test specimensSteel vertical stiffener and steel concrete bear

6、the verticallcad and bending moment togetherand horizontal stiffener and vertical stiffener have obvious effect on the steel tube wall and steel tube SUrfacesThe finite element analysis states that the deformation，stress distribution，ultimate strength and destroy modes in the test tube are suitable

7、with the result of experiment，So the both research results show that the axial compression ratio within the design range，can be calculated axial rigidity of the section of column with a superposition method【Key words】 bending test；low cyclic loading；yield；energy consumption capability；destroy mode；

8、ductility；constraint；section axial rigidity深圳京基金融中心主塔楼位于深圳市罗湖区蔡屋围金融中心区，建筑面积约24万m2，建筑总高 度为4418m，高宽比达95以上，有多项内容超过目前国内设计规范的相关规定。为满足结构侧向刚：·332两岸四地高性能与超高性能混凝土学术交流会论文集度和舒适度的要求，本工程采用钢管混凝土内筒、钢管混凝土外柱+钢框架梁结构体系，设有5道腰 桁架作为水平加强层，沿短向设有3道伸臂桁架，并在短向两侧设置巨型支撑，形成多重抗侧力体系。 根据本工程的特点及建设周期的限制，对典型构件进行验证性研究。1试验概况11试验特点本工

9、程中所采用的巨型钢管混凝土柱具有如下特点： (1)构件截面尺寸很大，角柱最大尺寸达27m X 39m； (2)构件含钢率高，为810，钢板厚度大； (3)由于构件截面尺寸大，为防止钢板发生局部屈曲，设置了较多的竖向加劲肋与水平加劲肋； (4)在钢管混凝土柱中部设纵向钢筋笼，防止大体积混凝土在收缩与温度应力作用下出现裂缝； (5)在钢板侧壁设置圆头焊钉增强混凝土与钢箱梁之间的粘结力。 在风荷载与地震作用下，钢管混凝土柱受力巨大，构造复杂，已经超出目前结构设计规范涵盖的范畴，其受力性能、特别是抗震性能需要进行专门研究。尽管在结构设计过程中对钢管混凝土柱的节 点构造进行深入的分析与计算，但是由于问题

10、的复杂性，仅对其进行理论分析和计算是不够的，还需 要通过试验研究验证结构设计的安全性和构造的合理性。12试验目的根据本工程的特点及建设周期的限制，本次试验属于对典型构件的验证性研究。通过模型试验， 研究典型构件的受力形态、昆凝土开裂、钢板局部变形及板件屈曲情况，测试构件的荷载一位移曲线， 确定构件与节点刚度和极限承载力，考察加劲肋设置方式及厚度对构件受力性能的影响，并与有限元 计算结果进行比较，检验典型构件截面构造的合理性。由于实际构件的几何尺寸和受力都很大，考虑 到试验室加载设备的能力(空间、吨位等)的限制，进行缩尺模型的破坏试验。试验研究的目的如下： (1)检验预期的受力机理与内力传递途径

11、；(2)发现主要的破坏形式并查验设计中是否考虑了必要和充分的对策； (3)验证根据实际结构截面分析建立的有限元模型的适用性以及应力分布特点和计算结果的正确性。 (4)根据试验结果和分析结果，对设计提出意见和建议。2 巨型钢管混凝土角柱压弯试验21试件设计与制作按照原型结构中首层钢管混凝土角柱结构，设计缩尺模型试件进行压弯试验。原型结构角柱尺寸为27m×39m，分别在楼层处与楼层之间设置横向加劲肋，设置多道纵向加劲 肋。横向加劲肋采用环肋，中部设孑L。纵向加劲肋不开孑L。构件尺寸如图1与表1所示。角柱自首层 到4层(1787m)两个方向均没有楼面梁及楼板支撑。表1钢管混凝土角柱节点杆件

12、几何尺寸mm构件位置B×h×t。×tf构件截面尺寸口3900×2700×50 x 50横向加劲肋厚度 40纵向加劲肋厚度 40注：试件材料均采用Q345JC，混凝土强度等级C80。第四部分性能研究与测试技术·333·1仰_敝根据加载设备能力及加工可行性，模型缩尺比例取1：83。柱试件截面完全按照原设计截面缩尺， 试件钢管壁厚度为6mm，加劲肋钢板厚度48mm，柱中钢筋按配筋率缩尺，栓钉缩尺后采用定制小栓 钉模拟。原结构中角柱自首层到4层(1787m)两个方向均没有楼面梁及楼板支撑，根据结构中内力 情况，在强轴方向，重力荷载作

13、用下柱的反弯点高度为148m，风荷载及地震荷载作用下反弯点高度 更大。按照重力荷载作用下柱的反弯点高度，取试件柱高为148833=1776m，柱截面高宽比为 379(强轴方向)。柱试件根部固结于地梁上，地梁为箱型截面，内部灌注混凝土。顶部采用厚20mm 盖板。纵向加劲肋采用角焊缝焊接在地梁上翼缘和盖板上。上翼缘和盖板中心开方孔，便于操作焊接 加劲肋。柱内纵筋锚固于地梁的混凝土内。对应于原结构标高1187m位置楼面梁翼缘设置横隔板，以 下设置3道横隔板，均匀布置。柱试件示意图如图2所示。 试件中材料强度等级与实际结构相同，共加工2个试件进行试验，编号分别为C1和c2。试件轴向施加荷载6000kN

14、，轴压比为053(材料按照实测强度计算)，对应于设计轴压比约为07。对两个 试件均沿强轴方向施加弯矩。加工完成的试验试件见图3和图4。22试验装置与测点布置221试验装置加载装置主要包括自平衡加载架、两台5000kN竖向加载千斤顶，两台1000kN千斤顶以及配套的 控制设备和数据采集设备。模型底部用地梁固定于加载架上，竖向采用两台5000kN千斤顶在柱顶施加 轴压力，千斤顶与门架之间设置滑动装置，柱顶设铰。柱顶侧面采用两台1000kN千斤顶施加往复水平 力。加载装置如图5所示。试验采用sinocera YE2539高速静态应变仪采集应变和位移值。应变片分为单向和应变花两类。位移监测采用YHD一

15、30位移传感器。 222测点布置模型中柱中部11截面和柱根部22截面上，在钢管外壁、竖向加劲肋、柱内钢筋上共布置应变 片42个，全部为单向应变片，沿柱轴向布置。共布置位移计5个，测量柱构件的竖向变形和柱顶、柱·334。两岸四地高性能与超高性能混凝土学术交流会论文集一一底水平变形。测点布置如图6和图7所示。图2柱试件示意图网3柱试件钢结构部分图4柱试件内部加劲肋第四部分性能研究与测试技术·335·图5柱试件加载装置示意图o，一7，。1 1。l 1947(48) I“1T1l广38l 35112心兮-r3铆 -_-一 1j f、警_J 36一，、一，F一401 37

16、Ih 1n T T-lI_广彳 1-72l22 9譬7“1T1 I3 45： 6。 2543盟k、一， 甄广。l fi 26支Ii11II。=127l：nTIT8232410柱正视图拄侧视图图6位移计布置图图7，、证变片布置图·336·两岸四地高性能与超高性能混凝土学术交流会论文集223加载制度(图8)D本次试验采用拟静力试验方法。根据建筑抗震试验方 法规程(JGJl0196)，对柱施加低周水平往复荷载作用。一一一一一一一7一r一一 试验前先预加载，按照预计施加最大轴向力的20(120kN)蒜衍乐熟j；积艄二菸砜二薛二；预加、卸载一次，侧向力采用50kN荷载反复加载两次，以

17、消除试件内部及装置不均匀性。正式试验按照以下几个步骤进行：型韭坚二蝌二可：牟二三(1)施加竖向荷载至6000kN，并保持恒定。(2)按照试件预计屈服荷载的14逐级加载，每级往复 一次。加载中根据试件应变及位移曲线反应判断试件的屈服图8水平荷载加载制度示意图 点，并转为位移控制加载。(Y为屈服时柱顶侧向位移)(3)试件屈服后，以屈服位移Y控制加载，按照ly，2y，3y逐级加载，每级循环2次，直至试 件破坏。破坏判定准则为发生下列情况之一：足够大区域中钢材应力超过屈服应力；试件有相当大的塑性变形导致无法继续加载；板件局部失稳；焊缝或相连部位发现裂纹；构件出现整体失稳；试件在往复荷载作用下或其他任何

18、因素导致承载力下降超过最大承载力的20。 试验过程中随时记录结构的变形情况、屈曲情况、破坏位置以及其他可能出现的异常情况等，并及时照相或摄像进行记录。实际的加载过程详见试件试验结果。23试验结果与分析231材性试验 (1)混凝土混凝土强度等级设计为C80，制作150mm×150ram×150mm立方体试块和300mm×150mm× 150mm棱柱体，试块与试件同条件养护。试验当天测试混凝土强度，结果如表2所示。由于试件中所 用骨料粒径较小，混凝土强度偏低，为C50左右。轴心抗压强度取立方体抗压强度的078倍。表2混凝土强度及弹模组号编号破坏荷载(kN)立

19、方体抗压强度平均值(MPa)轴心抗压强度(MPa)弹模(MPa)l4977JDl246774903823386035048l5138JD22506149838833910347515185Cl25228537418344603506115308C225173532415345803549第四部分性能研究与测试技术·337·(2)钢材各种厚度钢板材性试验结果见表3。钢材有明显的屈服平台和强化段，延伸率均大于10。表3为钢材材料强度。 232试验过程及现象表3不同厚度钢板材料强度钢板厚度(mm)实测厚度(n-lln)屈服强度(MPa)极限强度(MPa)2258364470444

20、93lO 46065473244338763360507109503705241211t 60364 504141385365505(1)试件C1根据预定的试验加载制度，对试件c1进行加载，加载过程分30步，根据各加载步的荷载值、位 移值及试验现象可知：试件根部屈曲形态为各个竖向加劲肋之间局部屈曲鼓起。整个加载过程中，柱 根部侧移都不大，不超过2mm。(2)试件C2根据预定的试验加载制度，对试件c2进行加载，加载过程分30步，根据各加载步的荷载值、位 移值及试验现象可知：试件根部屈曲形态为各个竖向加劲肋之间局部屈曲鼓起，与cl相同。整个加载 过程中，柱根部侧移都不大，不超过2mm。233变形结

21、果(1)试件Cl 加载过程中柱身的竖向荷载一变形曲线见图9。根据图9计算钢管柱的轴压弹性模量。从荷载最大点引一条水平线，然后从原点引一条斜线，交 水平线于一点。根据曲线下方与坐标轴围成的面积相等的原理，确定从原点引出的斜线的位置，将此 斜线的斜率作为试验的轴压弹性模量，计算出为51870MPa。理论计算轴压组合模量采用公式(1)：E sc。r¨，。E。A。+E。A。，、其中，E。、E。分别为实测的混凝土和钢材的弹模，A。A。分别为混凝土和钢材的面积，A。为试件截面面积。理论计算的组合轴压模量为50516MPa，与试验值相差26，试验值与理论计算值符合较好，表 明加载过程中钢管壁、混凝

22、土和钢筋是协同工作的。轴压比达到053时，柱身竖向变形达到157mm， 约为柱高的11180。试件在低周往复荷载下，侧向荷载与柱顶位移的滞回曲线见图10。滞回曲线是衡 量构件抗震性能的重要指标。从图lo可以看出，滞回曲线呈梭形，形状圆滑饱满，表明构件发生的是 在压力和弯矩作用下的正截面破坏，构件内不存在滑移或滑移很小，耗能能力较强。水平荷载较小时， 构件处在弹性阶段，至屈服荷载以前，构件的加载和卸载刚度变化不大；随着荷载的继续增大，构件 的抗弯刚度下降；承载力达到最大值后，随着水平变形的继续增大，荷载开始下降，构件的残余变形 增大，滞回环形状饱满，构件塑性充分发展；最后由于变形过大而导致柱根部

23、翼缘与腹板之间焊缝撕 裂破坏。将每次循环加载所能达到的水平荷载最大值的数据点连接起来，就得到了构件的骨架曲线， 见图11。·338·两岸四地高性能与超高性能混凝土学术交流会论文集Ozg担一 OLf800L_O 51O1520-4030 一20一10010加如竖向变形(mm)水平位移(mm)图10 C1钢管柱的滞回H hH 线骨架曲线基本可以分为弹性段、弹塑性上升段和下降段三部分。在钢板和钢筋没有屈服、混凝土 没有达到峰值压应变的阶段，构件基本处在弹性状态，随着荷载的增大，钢板开始屈服，导致构件刚 度下降，此时进入弹塑性上升段，随着钢板屈服范围的增加，混凝土压屈体积的增大，构

24、件的承载力 开始下降，直至最终构件破坏。观察骨架曲线，可以看出构件的屈服点较为明显，因此直接选择刚度 明显转折点作为构件的屈服点，见图1 1，以水平荷载下降至极限荷载的80时的位移作为极限位移， 计算构件的位移延性系数，结果见表4。表4C1延性系数计算表屈服位移(ml1)极限位移(mm)延性系数试件编号正向反向正向反向正向反向平均Cl682679268243393358376为了计算试件的弯矩曲率关系，选择柱根部应变测点的数据，计算每级荷载下柱根截面的曲率， 可以得到试件截面的弯矩曲率关系曲线，见图12。80028400 rZ4搿o 0枢岳Iz詈景龄200 L-_Lj4一4008o O2010

25、0lO2030 40一00300200 1O0000 l002003水平位移(mm)曲率(m。)图 lc1钢管柱的骨架曲线图图12 C1钢管柱的弯矩一曲率关系曲线(2)试件C2加载过程中柱身的竖向变形曲线见图13。 根据图13柱身变形曲线，采用与C1相同的计算方法得到钢管柱的轴压弹性模量为48980MPa，理论计算的组合轴压模量为50516MPa，相差30，试验值与理论计算值符合较好，表明加载过程中钢 管壁、混凝土和钢筋是协同工作的。轴压比达到053时，柱身竖向变形达到172mm，约为柱高的第四部分性能研究与测试技术·339·11080。试件在低周往复荷载下，侧向荷载和柱顶

26、侧移的滞回曲线见图14。从图14中可以看出，滞回 曲线呈梭形，形状圆滑饱满，表明构件内不存在滑移或滑移很小，耗能能力较强。当水平荷载较小时， 构件处在弹性阶段，至屈服荷载以前，构件的加载和卸载刚度变化不大。随着荷载的继续增大，构件 的抗弯刚度下降，承载力达到最大值后，随着水平变形的继续增大，荷载开始下降，滞回环形状饱满， 构件塑性充分发展，最后由于变形过大，试件丧失承载力而破坏。6000400LZZ捌4000。0 L繇辍迢遐詹崮2000一400LO O05101520竖向变形(mm)水平位移(Fillll)图 l 3c2钢管柱身竖向变形曲线虱14 c2钢管柱的滞回曲线构件的骨架曲线见图15。

27、骨架曲线基本也可以分为弹性段、弹塑性上升段和下降段三部分。位移延性系数结果见表4。根据各级荷载下柱根处部分测点的应变，可以计算得到构件的弯矩曲率关系曲线，见图16。根据计算出的屈服位移和表2，可以通过插值计算得到试件的屈服承载力，柱试件Cl和c2的屈服和极限承载力 见表3。计算柱底弯矩时，考虑竖向荷载引起的弯矩，采用以下公式计算：M=P+VH，其中P为轴 力；为柱顶侧移；y为柱顶向力；H为水平荷载加载点至柱根的距离。00300200 l00000 l002O03水平位移f nltl)曲率(m“)图15C2钢管柱的骨架曲线图16c2钢管柱的弯矩一曲率关系曲线234应变结果(1)试件C1根据钢管混

28、凝土柱中部及柱根截面上的竖向应变测试结果，验证平截面假定。钢管混凝土柱中部截面， 选取测点39#、11#、14#、1甜和36#的结果，测点位置见图7，根据各级荷载下各测点的应变沿截面的分布可 知：在各级荷载下，柱中截面各测点的竖向应变值基本满足平截面假定。应变值随荷载增大而逐级增大。当 正向(反向)水平荷载达到试件的极限承载力时，柱中截面36#(39#)测点应变值达到约-2000炉。钢管混凝土柱底部截面，选取测点29#、1#、4#、5#、嘶26#的结果，测点位置见图7，根据各级荷载下各测点的·340·两岸四地高性能与超高性能混凝土学术交流会论文集 应变沿截面的分布可知：当荷

29、载较小时，平截面基本满足。当荷载较大(P>065Pu)时，钢管柱受压一侧钢板已经屈服，部分已经开始屈曲，混凝土达到峰值压应变，应变发展较陕，构件截面应变分布与平面假定 有一定偏差。正向荷载达到08倍极限荷载时，柱根最大压应变已超过一30001xe；负向荷载达到075倍极限 荷载时，柱根最大压应变已接近一45001xz。在固定轴压下的低周往复加载过程中，根据钢管混凝土柱中部钢 管壁上测点31#以及钢筋测点11#、12#、13#的应变发展情况可知：在反向水平荷载达到极限承载力时，柱中 部截面测点基本未屈服，最大压应变位于31#，不到一2000ps。随着反向水平荷载的增大，钢筋及钢管壁的 压应

30、变初期增长较慢而后期增长逐渐加快，说明在加载过程中，柱中部截面发生了应力重分布，混凝土随着 应力的增长而发生损伤导致弹模降低，本来由混凝土部分承担的荷载逐渐转移到钢筋和钢管上。钢筋均为压 应变，主要承受竖向荷载，同时承受一定弯矩。根据柱底部钢管壁上测点26#以及钢筋测点4箨、5#、6彝的应变发展情况可知：在正向水平荷载达到极限荷载时，26#y变值已经接近80001xe，此时钢板已经屈曲，位 于钢筋上的4#、5#和6eN点也已经屈服。随着正向水平荷载的增大，钢筋及钢管壁的压应变初期增长较熳而 后期增长逐渐加快，说明在加载过程中，柱底部截面也发生了应力重分布，本来由混凝土部分承担的荷载逐 渐转移到

31、钢筋和钢管上。钢筋均为压应变，主要承受竖向荷载，同时承受一定弯矩。达到极限承载力时，钢 筋均已屈服，已充分发挥其承载作用。(2)试件C2钢管混凝土柱中部截面，根据各测点竖向应变沿截面的分布可知：在各级荷载下，柱中截面各个 关键测点的应变值大致是满足平截面假定的。当正向(反向)水平荷载达到试件的极限承载力时，柱 中截面36#(39#)测点应变值约一20001xe。根据钢管混凝土柱底部的关键测点竖向应变沿截面的分布 可知：当荷载较小时，平截面假定基本满足。但当荷载较大时，构件截面应变分布与平面假定有一定 偏差。正向荷载达到085倍极限荷载时，柱根最大压应变已达到一45009,；负向荷载达到09倍极

32、限 荷载时，柱根最大压应变已接近一4000txe。在固定轴压下的低周往复加载过程中，根据钢管混凝土柱 中部钢管壁上测点3l#以及钢筋测点1l#、12#、13#的应变发展情况可知：在反向水平荷载达到极限承 载力时，柱中部截面测点基本未屈服，最大压应变位于31#，约为一2200Ixe，刚开始屈服。随着反向 水平荷载的增大，钢筋及钢管壁的压应变初期增长较慢而后期增长逐渐加快，与c1构件中部截面类 似。根据柱底部钢管壁上测点26#以及钢筋测点4样、5#、6#的应变发展情况可知：在正向水平荷载达 到极限荷载时，26#应变值已经接近一65001x，此时钢板已经屈曲，位于钢筋上的5#和6#测点也已经 屈服，

33、4#Nq点还未屈服。随着正向水平荷载的增大，钢筋及钢管壁的压应变初期增长较慢而后期增长 逐渐加快，与c1构件底部截面类似。钢筋主要受压，水平荷载较大时，边缘处5、6号测点钢筋受拉。 钢筋主要承受竖向荷载，同时承受一定弯矩。24计算与分析241 纤维模型按照平截面假定，材料取实测强度，采用纤维模型计算试件截面压弯承载力。使用截面分析程序 XTRACT进行计算，观察在6000kN竖向荷载作用下计算得到的弯矩一曲率关系曲线，将刚度明显转折 点对应的弯矩作为试件的屈服承载力。在竖向荷载为6000kN时，程序计算得到的屈服和极限承载力与 试验结果的对比见表5。表5试件屈服与极限承载力计算结果与试验结果的

34、对比屈服承载力极限承载力数值(kN·m)误差数值(kN·n1)误差 计算值792 887Cl试验值844+621206+265C2试验值83l+471270+302程序计算的弯矩一曲率曲线在弹性段与弹塑性上升段与试验结果符合较好，而在下降段计算结果第四部分性能研究与测试技术·341·的承载力和延性均偏小，这是因为计算模型的混凝土采用的是混凝土结构设计规范(GB 50010 2002)中附录C中的本构，没有考虑钢管对混凝土的约束效应。而实际构件中钢管内的混凝土要受到 钢管壁和横向加劲肋的约束。在弹性阶段及塑性变形较小的阶段，混凝土约束效应不明显，试验结果

35、与计算结果符合较好，塑性变形较大以后，钢管对混凝土有明显的约束作用，试验结果大于计算结果。 计算结果表明，采用平截面假定按照纤维模型计算钢管混凝土构件的压弯承载力，可不考虑混凝土的 约束效应，屈服承载力的计算结果较准确，略偏于安全。242有限元计算 (1)计算模型按照钢管柱试件的设计，采用大型通用有限元程序ABAQUS建立有限元模型。模型中钢板采用平 面壳单元S4R，混凝土单元采用三维实体单元C3D8R，钢筋采用杆单元T3D2。模型忽略钢管、钢筋与 混凝土之间的滑移。钢材采用三线性随动强化本构关系，yon Mises屈服准则，其应力一应变关系曲线 如图17所示。钢材屈服强度和极限强度按照表3中

36、实测结果确定，泊松比03，屈服平台后强化模量 E。=2000MPa，屈服平台长度取0015。钢管中的核心混凝土采用过镇海应力一应变曲线。y(x)2筇>1ra。菇+(32a。)石2+(Ot。一2)石3戈1再一1【dd(戈一1)2+石算=680Y=orfo(2)其中，a。和Ot。分别为上升段和下降段参数，查表可得。取正=078L。，其中正。采用实测立方体试 块强度。本试验中混凝土应力一应变关系曲线如图18所示。有限元模型底部约束全部自由度，轴力和 水平荷载都加在柱顶部的刚体上，根据实际试验加载制度逐级加载。名凸一茎-R创应变(×10。)图17钢材的应力一应变关系图18钢管柱模型中混

37、凝土应力一应变关系(2)变形结果 有限元计算结果显示，构件的破坏模式为构件在竖向荷载和水平荷载作用下，因柱根混凝土压碎、钢管屈曲而导致承载力丧失。在轴压比为053时，极限抗弯承载力计算结果与试验结果的对比见表6。表6试件极限抗弯承载力计算结果与试验结果的对比极限抗弯承载力(kN·m)误差Cl试验值1206+34c2试验值1270+83有限元计算值 1165·342·两岸四地高性能与超高性能混凝土学术交流会论文集有限元计算的钢管柱的竖向压缩变形和试验结果对比见图19。 在荷载较小时，计算结果与试验结果符合很好。荷载较大时，变形的试验结果略大于计算结果。轴压比达到05

38、3时，竖向变形的计算结果与试验结果的对比见表7。表7试件竖向变形计算结果与试验结果的对比竖向变形(1lm)误差Cl试验值16+125C2试验值17+176计算值14有限元计算的骨架曲线与试验结果对比见图20。在弹性阶段和弹塑性上升段，骨架曲线的计算值 和试验值符合较好，在下降段试验结果承载力下降较缓，这是由于钢管壁及横向加劲肋对核一tb混凝土 有约束作用，使得承载力下降缓慢，增大了试件的延性。有限元计算的弯矩曲率关系曲线与试验结果 对比见图21。芝专4000罐 栏 叵鹭2000Cl试验结果一C2试验结果一计算结果O51015竖向变形(ranl)钢管柱的竖向压缩变形对比图20钢管柱的骨架曲线对比

39、麓400【800L果果200003一O 020 0l00000lO 02曲率m“图2l钢管柱的弯矩曲率关系曲线对比可见弯矩曲率曲线也是在弹性段和弹塑性上升段符合较好，下降段计算曲线比试验曲线稍陡。 (3)应力一应变结果 根据模型在屈服和破坏状态下应力分布可知：屈服状态下，钢管柱根部钢管壁最大应力为340MPa(柱受压侧根部)，屈服范围较小；极限状态下，最大应力达到360MPa(柱受压侧中下部)，屈服范围 较大，并且从柱根延伸到了柱中部。屈服状态下，柱根部受压侧混凝土少量达到极限压应变；极限状第四部分性能研究与测试技术。343·态下，柱根部达到极限压应变的混凝土范围扩大，柱中部也有少量

40、混凝土达到极限压应变。极限状态 下钢筋的应力以及屈服范围也都较屈服状态下大。对比柱中部和根部的关键测点应变的试验值和计算 值可知：两者结果基本符合。在试验中，试件内部加劲肋上难以布置应变测点，因此根据有限元计算 的应变结果，分析加劲肋在试件加载过程中的受力状态。分别取出加载过程中柱底部截面和中部截面 的纵向加劲肋及横向加劲肋应变的最大值可知：随着水平荷载的增大，受压侧纵向加劲肋的压应变逐 渐增大，达到极限荷载时，柱中部纵向加劲肋的应变值在一1500炉左右，还未达到屈服应变，底部应 变值已超过一4000xe，这说明在加载过程中，纵向加劲肋可以有效地承受外荷载引起的轴力和弯矩。 横向加劲肋在加载过程中一直受拉，说明其对内部混凝土有约束作用。当纵向加劲肋受压屈服