鋼管約束型鋼混凝土性能試驗研究

鋼管約束型鋼混凝土性能試驗研究

鋼管約束型鋼混凝土柱的合理設(shè)置鋼筋混凝土柱具有承載能力高、抗火、抗疲勞防滑的特點，以及與鋼筋混凝土支架的連接方便等特點。因此，它在中國現(xiàn)有的高層建筑和大型重工廠中得到了廣泛應(yīng)用。為保證型鋼與混凝土共同工作,型鋼混凝土柱中必須設(shè)置由縱筋或箍筋形成的鋼筋籠,但型鋼混凝土柱的配筋構(gòu)造較為復(fù)雜,在工程設(shè)計階段必須給予細(xì)致的考慮,否則將使施工十分困難;且型鋼混凝土柱在施工中既有核心型鋼部分的鋼結(jié)構(gòu)施工,又有鋼筋籠的施工,施工量較大。而研究結(jié)果表明,即使在有效配置箍筋的條件下,型鋼混凝土柱在較高軸壓比條件下其延性仍然難以滿足抗震要求,因此在抗震工程中應(yīng)嚴(yán)格限制型鋼混凝土柱的軸壓比,而對混凝土強度大于C60的型鋼高強混凝土柱,其軸壓比限值則需進(jìn)一步降低。軸壓比限值低將直接導(dǎo)致柱子截面尺寸大,占用房屋的使用面積,經(jīng)濟效果差。1985年Tomii等人的試驗結(jié)果表明,在鋼筋混凝土超短柱外設(shè)置鋼管以代替箍筋,鋼管不承擔(dān)縱向荷載,形成鋼管約束鋼筋混凝土超短柱,可有效提高超短柱的延性和變形能力,滿足工程抗震要求;而張素梅等人對鋼管約束鋼筋混凝土中長柱的試驗研究結(jié)果表明,鋼管約束鋼筋混凝土中長柱的抗震性能優(yōu)越,在工程抗震中可不限制軸壓比。因此本文建議在工程實踐中可將型鋼混凝土柱中的鋼筋籠由外包鋼管替換,鋼管只對核心混凝土起約束作用,不承擔(dān)豎向荷載,從而形成鋼管約束型鋼混凝土柱。在鋼管約束型鋼混凝土柱中,由于不設(shè)置由縱筋和箍筋形成的鋼筋籠,有利于核心混凝土的澆筑,保證混凝土的質(zhì)量,且鋼管對核心混凝土的約束作用可有效提高柱子的軸壓比限值,并有效提高型鋼混凝土超短柱的彈塑性層間變形能力。目前國內(nèi)外對鋼管約束型鋼混凝土柱的研究還未見報道。本文以軸壓比為參數(shù)對圓形和方形鋼管約束型鋼高強混凝土壓彎構(gòu)件的抗震性能進(jìn)行試驗研究,建議了鋼管約束型鋼混凝土柱的截面抗彎承載力計算方法,并提出設(shè)計建議,可為工程實踐提供參考。1試驗與研究1.1混凝土對比試件的截面尺寸試驗以框架柱為研究對象,假定柱子為兩端固結(jié)模型,先對柱子施加豎向軸力,然后在柱子頂端施加反復(fù)作用的水平荷載,以模擬地震荷載。試驗研究的主要參數(shù)為軸壓比。本文共進(jìn)行了6個試件的試驗研究,其中包括2個圓鋼管約束型鋼高強混凝土柱,1個圓形截面型鋼混凝土對比試件,2個方鋼管約束型鋼高強混凝土柱和1個方形截面型鋼混凝土對比試件。圓形截面型鋼混凝土對比試件的總用鋼量(包括型鋼和鋼筋)與圓鋼管約束型鋼混凝土柱(包括型鋼和鋼管)相同;而方形截面型鋼混凝土對比試件的總用鋼量(包括型鋼和鋼筋)與方鋼管約束型鋼混凝土柱(包括型鋼和鋼管)相同。如圖1所示,試驗中將柱子兩端的混凝土梁固定,以模擬柱子的兩端嵌固模型,混凝土梁的截面為400mm×300mm×800mm,而中間柱子的長度為1200mm。如圖1中所示,圓形截面型鋼混凝土對比試件的截面直徑為226mm,縱筋配置為410,縱筋配筋率為0.78%;柱子箍筋布置為?8@90,全長加密,體積配箍率為1.22%;型鋼高度為115mm,翼緣寬度為115mm,翼緣和腹板都采用10mm厚的鋼板,實測厚度為9.64mm,型鋼含鋼率為8.3%。圓鋼管約束型鋼高強混凝土試件的截面尺寸與對比試件相同,但柱中不布置縱筋和箍筋;型鋼高度為150mm,寬度為85mm,型鋼翼緣采用10mm厚的鋼板,實測厚度為9.64mm,腹板采用3mm厚的鋼板,實測厚度3.00mm;圓鋼管約束型鋼高強混凝土柱的型鋼含鋼率為5%。方形截面型鋼混凝土對比試件的截面邊長200mm,縱筋配置為410,縱筋配筋率為0.78%;柱子箍筋布置為?8@90,全長加密,體積配箍率為1.22%;型鋼高度和翼緣寬度都為125mm,翼緣和腹板都采用10mm厚的鋼板,實測厚度為9.64mm,型鋼含鋼率為9%。方鋼管約束型鋼混凝土試件的截面尺寸與對比試件相同,但柱中不布置縱筋和箍筋;型鋼高度和寬度都為140mm,型鋼翼緣采用6mm厚的鋼板,實測厚度為5.76mm,腹板采用3mm厚的鋼板,實測厚度3.00mm;方鋼管約束型鋼高強混凝土柱的型鋼含鋼率為5%。由圖1(b)可見,為保證鋼管不承擔(dān)縱向荷載,在柱上下兩端距梁下翼緣15mm處將鋼管斷開。為防止鋼管在端部由于混凝土受壓外鼓而造成鋼管焊縫撕裂,在鋼管端部加強。對于圓形截面,在鋼管端部加焊了一個高度為20mm,厚度為6mm的鋼板加強環(huán);對于方形截面,在鋼管端部加焊了兩個高度為20mm,厚度為6mm的鋼板加強環(huán),兩個加強環(huán)的間距為100mm。試件的各種參數(shù)和幾何尺寸見圖1和表1。1.2試驗測量裝置試驗采用日本建研式加載裝置,加載裝置簡圖見圖2(a)。加載裝置主要由L形大梁、四連桿機構(gòu)、反力架和伺服作動器等組成。四連桿機構(gòu)可使L形大梁在垂直方向和水平方向自由移動,而不發(fā)生轉(zhuǎn)動,從而實現(xiàn)了柱頂為嵌固端的邊界條件。水平荷載由固定于反力墻上的水平作動器施加,豎向荷載由安裝在分配梁上的一個2500kN油壓千斤頂施加。千斤頂由油泵通過溢流閥供油,在試驗中實時保持軸力的穩(wěn)定。千斤頂上設(shè)一個2000kN的壓力傳感器,用以測量軸力。中部的水平反復(fù)荷載由液壓伺服作動器施加,作動器的最大靜態(tài)加載值為630kN,最大行程為500mm。分配梁與L形大梁間設(shè)有輥軸,以使它們之間能自由滑動。由于四連桿機構(gòu)不能承擔(dān)水平方向和垂直方向荷載,所以水平力P和豎向力N即為試件所受的剪力和軸力。圖2(b)為試驗測量裝置。試驗的量測內(nèi)容為荷載-位移曲線和鋼管應(yīng)變變化,因此測量裝置包括位移測量裝置和應(yīng)變測量裝置。位移測量裝置由兩個水平位移傳感器組成,用于測量水平位移,位移傳感器的布置位置為柱子端梁中部和底部。水平位移傳感器固定在延伸桿上,延伸桿通過螺栓固定在底部柱端梁上,這樣可以保證位移傳感器所測位移為柱頂相對于柱底的位移,而不包含整個試件的剛體位移。鋼管的應(yīng)變由電阻應(yīng)變片測得,在鋼管的兩端和中間四面分別布置了橫向應(yīng)變片,并在中間四面布置了縱向應(yīng)變片,即每個試件共布置16片應(yīng)變片。1.3移雙控制試驗圖3為試驗中的水平荷載加載制度。水平荷載的施加采用荷載-位移雙控制的方法:試件屈服前,采用荷載控制分級加載,直至試件屈服,對應(yīng)于每個荷載步循環(huán)一次;試件屈服后,采用位移控制,取屈服位移的倍數(shù)為級差進(jìn)行控制加載,對應(yīng)于每個荷載步循環(huán)兩次。1.4鋼管約束型鋼高強混凝土試件破壞模式1.4.1圓形試件的破壞模式圖4為圓形截面試件的破壞形態(tài)圖。由圖4(a)可見,圓形截面型鋼高強混凝土壓彎構(gòu)件的破壞嚴(yán)重,柱兩端出現(xiàn)了嚴(yán)重的塑性鉸區(qū),兩端彎矩最大處出現(xiàn)了混凝土壓潰現(xiàn)象,柱中縱筋和型鋼翼緣屈曲,從而導(dǎo)致構(gòu)件失去豎向和水平承載能力。由圖4(a)中可見,在核心型鋼翼緣位置出現(xiàn)了一條明顯的豎向貫通裂縫,這是在橫力彎曲作用下混凝土與型鋼界面上出現(xiàn)了黏結(jié)破壞;試驗過程中,正是由于出現(xiàn)了黏結(jié)裂縫,因此柱子的水平承載力開始下降,然后出現(xiàn)了柱端混凝土被壓潰及縱筋和型鋼翼緣屈曲現(xiàn)象,因此試件的破壞從混凝土與型鋼翼緣界面的黏結(jié)破壞開始,最終柱端發(fā)生嚴(yán)重彎曲破壞導(dǎo)致柱子失去承載能力;試件的整體破壞模式為黏結(jié)破壞與彎曲破壞相結(jié)合。圖4(b)為與圓形截面型鋼混凝土對比試件軸壓比相同的圓鋼管約束型鋼高強混凝土柱的破壞形態(tài)圖。由圖4(b)可見,試驗結(jié)束后,試件并未發(fā)生嚴(yán)重的破壞,只是在柱兩端的鋼管開縫處有混凝土保護(hù)層剝落現(xiàn)象。試驗結(jié)束后將外包鋼管移除可見,核心混凝土并無嚴(yán)重的壓潰現(xiàn)象,但在核心型鋼的兩側(cè)翼緣處產(chǎn)生了明顯的縱向裂縫,即在往復(fù)水平荷載作用下混凝土與型鋼翼緣的界面發(fā)生了黏結(jié)破壞,構(gòu)件的整體破壞模式為黏結(jié)破壞。圖4(c)為軸壓比為0.3的圓鋼管約束型鋼高強混凝土柱的破壞形態(tài)圖。由圖4(c)可見,軸壓比為0.3的試件破壞模式與軸壓比為0.5試件的破壞模式基本相同,試件在柱兩端鋼管開縫處有保護(hù)層剝落現(xiàn)象,但核心混凝土無明顯壓潰現(xiàn)象,混凝土與型鋼翼緣兩側(cè)界面處產(chǎn)生了黏結(jié)裂縫,柱子的整體破壞模式為黏結(jié)破壞。1.4.2方形截面試件的破壞模式圖5為方形截面型鋼高強混凝土對比試件與方鋼管約束型鋼高強混凝土壓彎構(gòu)件的破壞模式。由圖5(a)可見,型鋼混凝土對比試件發(fā)生了嚴(yán)重的破壞。在型鋼翼緣外側(cè)位置產(chǎn)生了明顯的縱向通長黏結(jié)裂縫。試驗過程中,黏結(jié)裂縫出現(xiàn)后,水平承載力開始迅速下降,最終導(dǎo)致柱子兩端彎矩最大處混凝土壓潰,縱筋屈曲,從而失去水平和豎向承載能力,因此試件的延性較差。由圖5(b)可見,與方形截面型鋼混凝土對比試件相同軸壓比的方鋼管約束型鋼高強混凝土試件的破壞不明顯,試驗結(jié)束后僅在柱端鋼管開縫處有混凝土保護(hù)層剝落現(xiàn)象。將外包鋼管移除后可見,柱端并無混凝土嚴(yán)重壓潰現(xiàn)象,但在型鋼翼緣外側(cè)位置有一條通長的縱向黏結(jié)裂縫,即試件在水平往復(fù)荷載作用下產(chǎn)生了黏結(jié)破壞。圖5(c)為軸壓比為0.3的方鋼管約束型鋼高強混凝土壓彎構(gòu)件的破壞模式。由圖中可見,試件并未發(fā)生嚴(yán)重破壞,柱端混凝土無壓潰現(xiàn)象,僅產(chǎn)生了橫向開裂,且試件未發(fā)生型鋼翼緣與混凝土界面的黏結(jié)破壞。由以上對型鋼高強混凝土對比試件和鋼管約束型鋼高強混凝土壓彎構(gòu)件的破壞模式分析可見,型鋼混凝土對比試件的破壞模式為黏結(jié)破壞和彎曲破壞的結(jié)合,且型鋼混凝土對比試件的破壞從黏結(jié)破壞開始;兩個圓鋼管約束型鋼混凝土試件的破壞模式為黏結(jié)破壞;而一個方鋼管約束型鋼混凝土試件的破壞模式也為黏結(jié)破壞。由對各試件的破壞模式分析可見,無論是型鋼高強混凝土壓彎構(gòu)件還是鋼管約束高強混凝土壓彎構(gòu)件,在水平地震作用下都有可能發(fā)生黏結(jié)破壞;因此在工程實踐中,兩種構(gòu)件形式都應(yīng)在型鋼翼緣處設(shè)置抗剪連接件,通過抗剪連接件的構(gòu)造措施避免構(gòu)件的黏結(jié)破壞,提高柱子的承載力和抗震性能。1.5軸壓比對異形混凝土構(gòu)件極限變形能力的影響1.5.1圓形試件的滯回曲線與骨架曲線圖6為圓形截面型鋼高強混凝土對比試件與圓鋼管約束型鋼高強混凝土柱的滯回曲線。由圖6(a)可見,圓形截面型鋼高強混凝土對比試件的延性較差,峰值荷載后承載力迅速下降,由于沒有充分發(fā)揮彈塑性變形,因此構(gòu)件的耗能性能很差;這是因為混凝土與型鋼翼緣界面黏結(jié)破壞后,構(gòu)件的承載力迅速下降,柱端混凝土嚴(yán)重壓潰,縱筋與型鋼翼緣屈曲,徹底失去承載能力。圖6(b)為與圓形截面型鋼高強混凝土對比試件相同軸壓比的圓鋼管約束型鋼混凝土柱的滯回曲線。由圖中可見,圓鋼管約束型鋼高強混凝土柱的滯回曲線非常飽滿,耗能性能優(yōu)越,峰值荷載后承載力下降緩慢,具有良好的延性。圖6(c)為軸壓比為0.3的圓鋼管約束型鋼高強混凝土柱的滯回曲線,由圖中可見,試件的滯回曲線也比較飽滿,具有良好的耗能性能,但與軸壓比為0.5的試件相比,軸壓比為0.3試件的滯回曲線有一定的捏縮效應(yīng),耗能性能不如軸壓比為0.5的試件;這是因為,在較低軸壓比條件下,構(gòu)件受彎時,截面的混凝土受壓區(qū)高度較小,即混凝土的有效截面較小,往復(fù)荷載作用下混凝土反復(fù)開裂和閉合區(qū)的高度較大,導(dǎo)致往復(fù)荷載作用下截面彎矩方向轉(zhuǎn)變時,剛度降低幅值大,從而出現(xiàn)捏縮效應(yīng)。兩個試件在峰值過后承載力下降緩慢,延性很好。圖7為三個圓形截面試件的水平荷載-層間位移角骨架曲線對比,由圖中可見,相同用鋼量和軸壓比條件下,圓鋼管約束型鋼高強混凝土柱的水平承載力和延性明顯高于型鋼高強混凝土柱。隨軸壓比的提高,圓鋼管約束型鋼高強混凝土柱的抗彎承載力提高,延性稍有降低,但降低不顯著,即軸壓比對構(gòu)件的延性無明顯影響。圖7中破壞點是指承載力下降至峰值荷載的85%時所對應(yīng)的點,此處的位移為極限位移Δ0.85;當(dāng)試件的承載力未下降至85%時已經(jīng)破壞,不能繼續(xù)加載,則取最大位移為極限Δ0.85。由圖中可見,型鋼混凝土柱的極限變形能力在1/100左右;型鋼混凝土試件的正向和負(fù)向?qū)娱g極限位移角平均值為1/85;而相同用鋼量和軸壓比的圓鋼管約束型鋼混凝土試件的極限層間位移角平均值為1/22,遠(yuǎn)大于型鋼混凝土試件。我國當(dāng)前《建筑抗震設(shè)計規(guī)范》對鋼筋混凝土框架-剪力墻或框架-核心筒結(jié)構(gòu)的彈塑性層間位移角限值為1/100,而對鋼筋混凝土框架結(jié)構(gòu)的彈塑性層間位移角限值為1/50;即在鋼筋混凝土框架結(jié)構(gòu)中,框架柱應(yīng)該有超過1/50的變形能力,而在框架-剪力墻或框架-核心筒結(jié)構(gòu)中,框架柱應(yīng)該有超過1/100的變形能力。本文進(jìn)行的兩個圓鋼管約束型鋼混凝土的極限層間位移角分別為1/22(軸壓比0.5)和1/19(軸壓比0.3),遠(yuǎn)遠(yuǎn)滿足抗震規(guī)范的要求,且軸壓比對構(gòu)件的極限層間變形能力影響不大。本文進(jìn)行的圓鋼管約束型鋼混凝土壓彎構(gòu)件的最大試驗軸壓比為0.5,則其設(shè)計軸壓比為0.8,即在設(shè)計軸壓比為0.8的條件下,圓鋼管約束型鋼混凝土壓彎構(gòu)件仍然具有優(yōu)越的抗震性能,彈塑性層間變形能力遠(yuǎn)大于規(guī)范要求,且軸壓比對構(gòu)件的極限層間變形能力影響不大,因此本文建議在工程抗震中,對于圓鋼管約束型鋼混凝土壓彎構(gòu)件可不限制軸壓比。1.5.2方形試件的滯回曲線與骨架曲線圖8為本組試件的荷載-位移滯回曲線。由圖8(a)可見,方形截面型鋼高強混凝土對比試件的延性較差,達(dá)到峰值荷載后,由于混凝土被壓潰,縱筋屈曲,試件迅速失去水平和豎向承載能力,延性很差。由圖8(b)可見,與方形截面型鋼混凝土對比試件相同的方鋼管約束型鋼高強混凝土構(gòu)件的延性很好,峰值荷載后承載力緩慢下降;且構(gòu)件的滯回曲線飽滿,耗能性能優(yōu)越。由圖8(c)可見,軸壓比為0.3的試件的延性較好,峰值荷載后承載力緩慢下降;與軸壓比為0.5的試件相比,軸壓比為0.3的方鋼管約束型鋼高強混凝土構(gòu)件的滯回曲線不夠飽滿,即隨軸壓比的提高,構(gòu)件的耗能能力提高。圖9為3個方形截面試件的水平荷載-層間位移角骨架曲線對比,由圖中可見,相同用鋼量和軸壓比條件下,型鋼高強混凝土對比試件的水平承載力稍高于方鋼管約束型鋼高強混凝土構(gòu)件(1.066倍),但方鋼管約束型鋼高強混凝土柱的延性和變形能力遠(yuǎn)高于型鋼高強混凝土對比試件。隨軸壓比的提高,方鋼管約束型鋼高強混凝土壓彎構(gòu)件的水平承載力提高,但軸壓比對構(gòu)件的延性無顯著影響。方形截面型鋼混凝土試件的正向和負(fù)向?qū)娱g極限位移角平均值為1/92;而相同用鋼量和軸壓比的圓鋼管約束型鋼混凝土試件的極限層間位移角平均值為1/31,遠(yuǎn)大于型鋼混凝土試件。本文進(jìn)行的兩個方鋼管約束型鋼混凝土試件的極限層間位移角分別為1/31(軸壓比0.5)和1/29(軸壓比0.3),完全滿足抗震規(guī)范對混凝土框架柱的彈塑性變形能力要求。隨軸壓比由0.3增加至0.5,方鋼管約束型鋼混凝土柱的極限層間位移角僅由1/29降低至1/31,變化很小,即軸壓比對方鋼管約束型鋼混凝土柱的極限層間變形能力影響不大。本文進(jìn)行的方鋼管約束型鋼混凝土柱的最大設(shè)計軸壓比為0.8(試驗軸壓比0.5),即在設(shè)計軸壓比為0.8的高軸壓比條件下,方鋼管約束型鋼混凝土壓彎構(gòu)件的極限層間位移角仍遠(yuǎn)大于規(guī)范限值,且軸壓比對方鋼管約束型鋼混凝土柱的極限層間變形能力影響不大,因此本文建議在抗震工程中,對于方鋼管約束型鋼混凝土壓彎構(gòu)件,可不限制軸壓比。1.5.3圓形與方形鋼管約束型鋼混凝土的對比圖10為圓鋼管與方鋼管約束型鋼混凝土試件的荷載-層間位移角骨架曲線對比。由圖10可見,截面面積和用鋼量相同的條件下,圓鋼管約束型鋼混凝土壓彎構(gòu)件的抗彎承載力明顯高于相同軸壓比的方鋼管約束型鋼混凝土柱。兩種試件的下降段都比較平緩,延性很好,但圓鋼管約束型鋼混凝土試件的極限層間位移角大于相同軸壓比的方鋼管約束型鋼混凝土試件。2核心約束混凝土的強度試件的實測截面抗彎承載力可由下式求得:Mu=PuL/2+NΔu/2(1)式中:Mu為試件的截面極限抗彎承載力;Pu和Δu分別為峰值荷載及峰值位移,L為試件的長度。本文建議在計算鋼管約束型鋼混凝土壓彎構(gòu)件的截面極限抗彎承載力時,先由鋼管的橫向應(yīng)力求得鋼管對核心混凝土的約束應(yīng)力,進(jìn)而根據(jù)核心約束混凝土的峰值應(yīng)力公式求得核心約束混凝土的強度:fcc=fco(-1.254+2.254√1+7.94f′rfco-2f′rfco)(2)fcc=fco(?1.254+2.2541+7.94f′rfco?????????√?2f′rfco)(2)式中:fcc為約束混凝土的抗壓強度;fco為非約束混凝土的抗壓強度;f′r為鋼管對核心混凝土的有效約束應(yīng)力。對于圓形截面,有效約束應(yīng)力計算方法為:f′r=2tfyD-2t(3)對于方形截面,有效約束應(yīng)力的計算方法為:f′r=ke2tσhD-2t(4)式中:ke為方鋼管對核心混凝土的有效約束系數(shù),ke=0.635;σh為方鋼管約束混凝土柱的峰值荷載點鋼管橫向應(yīng)力(MPa);σh=95(D/t)0.2≤fy(5)在求得核心約束混凝土的抗壓強度后,采用核心約束混凝土的強度fcc,根據(jù)歐洲規(guī)范EC4的截面全塑性方法計算截面的極限抗彎承載力。圖11為本文試驗結(jié)果與本文建議的修正的EC4計算方法的對比,由圖中可見,計算結(jié)果與EC4相關(guān)曲線吻合較好,且計算結(jié)果整體偏于安全。3土壓彎構(gòu)件滯回曲線本文將采用纖維模型數(shù)值方法計算鋼管約束型鋼混凝土壓彎構(gòu)件的滯回曲線。計算中先進(jìn)行截面的彎矩(M)-軸力(N)-曲率(?)分析,然后由試件的撓曲線變形假定計算試件的荷載(P)-位移(Δ)關(guān)系。3.1截面彎矩-速率分析由于鋼管不承擔(dān)縱向荷載,因此在鋼管約束型鋼混凝土壓彎構(gòu)件的截面彎矩-曲率分析中只考慮核心混凝土和型鋼的縱向應(yīng)力作用。核心約束混凝土的縱向應(yīng)力-應(yīng)變關(guān)系采用Mander模型,型鋼的滯回模型見圖12。截面的彎矩-軸力-曲率分析方法具體見文獻(xiàn)。3.2鋼管約束型鋼混凝土壓彎構(gòu)件試驗結(jié)果分析在構(gòu)件的P-Δ分析方法中采用的基本假定為:①假定構(gòu)件從柱中反彎點處到柱端的變形撓曲線為正弦半波曲線;②忽略構(gòu)件的軸向壓縮變形和橫向剪切變形的影響。圖13為試驗測得的鋼管應(yīng)變(εsh/εsh0)變化-柱子轉(zhuǎn)角(Δ/L)曲線;其中,εsh0為軸力施加完畢而水平荷載未施加時的鋼管橫向應(yīng)變,εsh為水平荷載施加時鋼管的當(dāng)前橫向應(yīng)變。由圖中可看出,隨水平位移的增大,鋼管的橫向應(yīng)變不斷增加,即鋼管對核心混凝土的約束逐漸增大。本文根據(jù)試驗結(jié)果回歸得到了鋼管橫向應(yīng)變-柱轉(zhuǎn)角公式。εshεsh0=1+Δ/L0.003(6)由鋼管的橫向應(yīng)變可實時求得鋼管的橫向應(yīng)力,從而實時求得鋼管對核心混凝土的有效約束應(yīng)力。計算鋼管的橫向應(yīng)力時,鋼管的應(yīng)力-應(yīng)變曲線可采用理想彈塑性模型;對于方鋼管約束型鋼混凝土構(gòu)件,鋼管的橫向應(yīng)力小于95(D/t)0.2(MPa)。在鋼管約束型鋼混凝土壓彎構(gòu)件的滯回曲線計算過程中,隨水平位移的增加,鋼管對核心混凝土的約束不斷增大,因此計算中需不斷變化核心混凝土的骨架曲線。本文在進(jìn)行計算中假定,一旦鋼管的橫向應(yīng)力增大到當(dāng)前的值,則位移減小時鋼管的橫向應(yīng)力保持不變。這是因為如果混凝土處于彈塑性卸載階段,當(dāng)混凝土的應(yīng)力狀態(tài)由骨架曲線卸載至0時,混凝土的縱向和橫向應(yīng)變降低很小。在水平荷載施加前的軸力計算中,本文假定核心混凝土不受橫向的約束應(yīng)力,采用素混凝土的本構(gòu)關(guān)系進(jìn)行平衡,計算軸力施加結(jié)束時的截面縱向應(yīng)變。對于軸力加載完畢而水平荷載未施加時的鋼管橫向應(yīng)變值,本文在數(shù)值計算中采用以下的計算方法:在軸力平衡后,記錄截面的壓應(yīng)變值,由混凝土的壓應(yīng)變乘以混凝土的泊松比νc,就得到鋼管在軸力加載完畢時的鋼管橫向應(yīng)變值。根據(jù)本文的試驗結(jié)果,采用文獻(xiàn)中的混凝土泊松比νc表達(dá)式:{νc=0.2?ε/εco≤0.61νc=0.54(εεco)2?0.61<ε/εco≤3(7)則鋼管約束型鋼混凝土壓彎構(gòu)件荷載-位移滯回曲線的計算步驟如下:(1)對構(gòu)件跨中截面施加外軸力N0,假定跨中截面形心處應(yīng)變?yōu)棣?;由素混凝土及鋼筋和型鋼的本構(gòu)關(guān)系,求出各單元應(yīng)力σi,將各單元應(yīng)力集裝為內(nèi)軸力N,驗證內(nèi)外軸力是否滿足平衡條件,若不滿足則調(diào)整ε0,直至滿足內(nèi)外力平衡條件為止,記錄軸力作用下跨中截面各單元形心應(yīng)變;(2)由軸力平衡后的截面應(yīng)變和混凝土泊松比公式,計算并記錄鋼管的初始橫向應(yīng)變εsh0;(3)施加水平位移Δ,根據(jù)撓曲線公式求得試件跨中曲率?及