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1、混凝土组合柱抗震试验（自然灾祸学报）2014年第二期1试验结果11承载力实测所得各试件的开裂荷载、屈从荷载、极限荷载值见表2。表中:Fc为开裂荷载，指试件混凝土开裂时的水平荷载;Fy为屈从荷载，分别给出了正负两个方向的屈从荷载及其均值;Fu为极限荷载，分别给出了正负两个方向的极限荷载及其均值;cu表示Fc与Fu的比值;yu表示Fy与Fu的比值。由表2可知:(1)与SCG1相比，SCG2的屈从荷载、极限荷载分别提高了2250%，2008%;(2)与SCG1相比，SCG3的屈从荷载，极限荷载分别提高了3025%，2414%;(3)与SCG2相比，SCG3的屈从荷载，极限荷载分别高了632%，338
2、%;(4)3个试件的cu均值为0314，yu均值为0801。12位移与延性实测各试件的位移和延性系数见表3。表中:Uc为试件开裂荷载Fc所对应的开裂位移;Uy是与屈从荷载Fy对应的屈从位移;Uu为与极限荷载Fu对应的荷载峰点位移;Ud为最大弹塑性位移，取荷载下降至极限荷载85%时的位移;位移延性系数=Ud/Uy;屈从位移角y=Uy/H;荷载峰点位移角u=Uu/H;最大弹塑性位移角d=Ud/H，H为水平加载点距试件基础顶面的高度，H=1000mm。由表3可知:(1)与SCG1相比，SCG2的弹塑性最大位移高1172%;(2)与SCG1相比，SCG3的弹塑性最大位移高3067%;(3)与SCG2相
3、比，SCG3的弹塑性最大极限位移高1697%;(4)3个试件的屈从位移角均值为1/159，与极限荷载对应的位移角均值为1/59，弹塑性最大位移角均值为1/43，延性系数均值为3676。13刚度及其退化经过实测各试件刚度及退化系数见表4。3个试件的“刚度K位移角全经过曲线见图3。表4中:K0为试件初始弹性刚度;Kc为试件开裂割线刚度;Ky为试件屈从割线刚度;co=Kc/Ko，表示试件从初始阶段到开裂时刚度的衰减;yc=Ky/Kc，表示试件从开裂到屈从时刚度的衰减;yo=Ky/Ko，表示试件从初始阶段到屈从时刚度的衰减。由表4、图3可见:(1)与SCG1相比，SCG2的初始刚度、屈从刚度分别提高了
4、1113%，103%;(2)与SCG1相比，SCG3的初始刚度、屈从刚度分别提高了2281%，1338%;(3)与SCG2相比，SCG3的初始刚度、屈从刚度分别高了448%，279%;(4)3个试件的初始刚度均值为9759kNmm1，开裂刚度均值为7848kNmm1，屈从刚度均值为5917kNmm1;(5)开裂刚度和初始刚度比值的均值为0805，屈从刚度和开裂刚度比值的均值为0754，屈从刚度和初始刚度比值的均值为0607。14滞回特性和耗能实测得到的3个试件的“水平荷载F水平位移U滞回曲线见图4(a)图4(c)，骨架曲线的比拟见图4(d)。滞回环包围面积的积累反映了构造弹塑性耗能的大小，因3
5、个试件在加载经过存在一些差异，本文取滞回曲线外包络线所包围的面积作为比拟用的耗能值。各试件的耗能实测值见表5。由图4、表5可知:(1)与SCG1相比，SCG2的滞回环饱满，中部捏拢轻，弹塑性变形能力明显提高;(2)与SCG1相比，SCG3的滞回环饱满，弹塑性变形能力显著提高;(3)与SCG2相比，SCG3的滞回环中部捏拢相对大些，但弹塑性变形能力较强，骨架曲线比拟可见二者在1/60位移角之前，骨架曲线基本重合，之后SCG3的延性相对好些;(4)与SCG1相比，SCG2的耗能提高了4242%，SCG3的耗能提高了7503%。15残余变形实测所得3个试件的“残余变形Up/U位移U关系曲线见图5，图
6、中:纵坐标Up/U为试件在水平加载方向的残余变形，它为第i次循环加载峰值点对应的水平位移与卸载至零时对应的残余水平位移的比值的倒数;横坐标U为试件在加载点处的水平位移，它定义为第i次加载峰值点所对应的实测水平位移。由图5可知:(1)各试件的残余变形Up/U随水平位移U的增长而增加，但增加的速度经历了从快到慢的经过:初始阶段残余变形相对值增长较快，而后期残余变形相对值的增长较慢，趋于平缓。(2)3个试件水平位移一样时，SCG3的残余变形相对值小于SCG2，SCG2的残余变形相对值小于SCG1，讲明在SCG3的弹塑性变形能力好于SCG2，SCG2的弹塑性变形能力好于SCG1。应用Matlab软件进
7、行编程，对“残余变形Up/U位移U数据点进行拟合，能够得出对应的三次方拟合曲线，式中:表示横坐标值U，表示纵坐标值Up/U。对于试件SCG1:a=0000043，b=0002577，c=0071786;对于试件SCG2:a=0000021，b=0001566，c=0055788;对于试件SCG3:a=0000027，b=0001702，c=0052718。各试件单独的拟合曲线和数据点比照图见图6(a)。对3个试件的“残余变形Up/U位移U全部数据点进行拟合，可得出拟合曲线y=ax3+bx2+cx，其中:a=0000015，b=0001599，c=0058933。其拟合曲线和数据点见图6(b)。
8、16毁坏特征试件SCG1、SCG2、SCG3最终毁坏时的形态见图7。(1)试件SCG1:首先在翼缘外侧出现短小水平裂缝，并逐步向翼缘的侧面及翼缘内侧延伸;之后在腹板中和轴两侧出现斜向裂缝，并逐步延伸构成斜向穿插X形裂缝，裂缝沿高由下向上逐步增加;随着水平位移的持续增大，在底部翼缘内侧和侧面出现竖向裂缝，并迅速增大，柱底部区域翼缘和腹板截面突变的内侧角部混凝土首先被压碎，之后底部翼缘外侧混凝土也被压碎脱落，纵筋和箍筋外露，毁坏严重，承载力下降。腹板毁坏集中在柱底部区域，上部毁坏较轻，未能充分发挥腹板钢板沿柱全高的抗剪能力。(2)试件SCG2:加载初期与SCG1基本一样，翼缘外侧出现水平裂缝，腹板
9、部位构成X形穿插裂缝;随着水平位移的增大，柱底部区域翼缘和腹板截面突变的内侧角部混凝土首先被压碎，之后底部翼缘外侧混凝土也被压碎脱落，钢筋外露;柱底部腹板混凝土毁坏严重，大量脱落，在柱底翼缘区域裂缝宽度明显增大，混凝土剥落，承载力下降。与SCG1不同之处在于:腹板部位两排X形斜向穿插裂缝分布较广，底部加强区域受剪毁坏程度相对较轻，有利于发挥弯矩较大区域的底部抵抗弯矩的能力;底部加强区域以上各截面腹板混凝土裂缝分布较为均匀，较充分的发挥了各截面腹板钢板的抗剪耗能性能。(3)试件SCG3:加载初期与SCG1基本一样;随着水平位移的增加，翼缘外侧和翼缘侧面的水平裂缝逐步延伸并向上发展，在底部区域腹板
10、中和轴两侧出现两排较为密集的斜向剪切裂缝，翼缘外侧和侧面的水平裂缝均逐步发展至柱顶;柱底部区域翼缘和腹板截面突变的内侧角部混凝土首先被压碎，之后底部翼缘外侧混凝土也被压碎脱落;底部腹板区域混凝土毁坏严重，大量剥落，翼缘混凝土酥碎，钢筋外露，承载力下降。提高翼缘外侧纵筋配筋率后，截面抗弯能力明显提高，因而在试件承载力明显提高的同时，其腹板区域塑性铰域向上延伸，使得底部截面抗弯和抗剪能力得到合理匹配，弯曲变形耗能性能和剪切变形耗能性能均得到充分发挥。本文提出的工字形截面内藏双钢板混凝土组合柱，可充分发挥沿底部整个层间大范围的腹板钢板的抗剪耗能能力。工字型截面柱翼缘以抗弯作用为主，腹板以抗剪作用为主
11、。工字形截面型钢混凝土柱的腹板钢板抗剪变形性能良好，本文构造措施充分发挥了型钢混凝土柱在抗地震倒塌经过中的抗弯、抗剪弹塑性耗能能力。试件的损伤毁坏经过验证了这一构造措施特别有效。2承载力计算21截面应变实测所得试件截面上钢筋应变测点和型钢应变测点的应变值见图8。图中，各应变测点位置见图2，横坐标X表示应变测点距强轴(Y轴)的距离;纵坐标为各应变测点在不同加载阶段的相应应变值。由图8可见:在低周反复荷载作用下，各试件截面应变近似直线分布，承载力计算时可引入平截面假定。这是由于，工字形截面型钢混凝土柱的型钢外侧包了钢筋混凝土柱体，并用拉接钢筋穿过钢板上开设的孔，将内部型钢与外侧钢筋混凝土严密的拉结
12、起来，加强了型钢与钢筋混凝土柱体之间的整体性，从构造上保证了平截面假定的适用性。22正截面承载力计算正截面承载力时可假定:(1)截面应变分布符合平截面假定;(2)不考虑混凝土的抗拉强度;(3)钢板应力应变关系用理想弹塑性模型;(4)截面钢材受拉、受压均达屈从应力。本文中工字形截面型钢混凝土柱根部截面均受弯屈从，弯矩最大的根部截面为大偏压屈从9。正截面承载力计算模型见图9。图9(a)为截面受力图，图9(b)为截面上钢材应力分布图，图9(c)为截面配筋配钢示意图，图9(d)给出了截面尺寸。图中:fy和fy分别为钢筋抗拉、抗压强度，fa和fa分别为钢板抗拉、抗压强度，fc为混凝土抗压强度;1和Aa1
13、分别为翼缘内部外侧受拉、受压钢筋截面面积，Aat和Aat分别为翼缘内部内侧受拉、受压钢筋截面面积，Aaf和Aaf分别为型钢受拉、受压翼缘截面面积，Aat和Aat分别为受拉、受压翼缘外侧贴焊钢板截面面积，Aa1为内部隔板截面面积;1和as1分别为翼缘内部外侧受拉、受压钢筋合力点距受拉、受压边缘的距离，2和as2分别为翼缘内部内侧受拉、受压钢筋合力点距受拉、受压边缘的距离，aaf和aaf分别为翼缘内部受拉、受压钢板合力点距受拉、受压边缘的距离，aat和aat分别为翼缘内部受拉、受压贴焊钢板合力点距受拉、受压边缘的距离，a为翼缘内部受拉钢筋和钢板合力点距受拉边缘的距离;x为混凝土受压区高度，1为等效
14、矩形应力图的特征值取08，hf为受压区混凝土翼缘截面高度，h0为截面有效高度，h为截面高度，b为截面腹板宽度，bf截面受压区翼缘宽度;N为截面所受轴力，e=e0+h/2a，e0=M/N为轴向压力对截面重心的偏心距，M为截面所受弯矩。各试验柱毁坏形态均为大偏压，截面受压区高度xbh0，b=08/1+(fy+fa)/(20003Ea)为相对界线受压区高度，Ea为钢材弹性模量。由于贴焊钢板仅在边缘与原有钢管钢板贴焊连接，两钢板共同工作后期会出现脱离，对共同工作性能有一定影响，因而在承载力计算中应考虑贴焊钢板强度折减系数，取=0809，本文取085。23斜截面承载力参考（型钢混凝土组合构造技术规程）9
15、中有关型钢混凝土框架柱的斜截面抗剪承载力计算公式，本文工字形型钢混凝土柱斜截面抗剪承载力计算时，其截面通高腹板为矩形，近似按矩形型钢混凝土斜截面承载力计算。工字形型钢混凝土柱斜截面抗剪承载力按下式计算:由式(3)、式(4)计算所得试件正截面、斜截面承载力与实测水平承载力比拟见表6。计算中材料强度取实测值相应的材料强度标准值。由表6可见:(1)各试件在上部非加强区或下部加强区的斜截面承载力计算值均大于正截面承载力计算值，讲明试件的屈从为正截面首先屈从，当正截面钢板材料全截面屈从时，截面抗弯能力提高，斜截面才开场进入一定的屈从，这与试验结果一致。(2)各试件的上部截面弯矩比下部截面弯矩小，正截面承
16、载力由下部截面控制，正截面计算值和实测值较为接近。(3)各试件沿高所有截面剪力相等，且剪力等于水平荷载，计算所得试件SCG3斜截面承载力51627kN与实测试件水平承载力50323kN较为接近，讲明该试件上部截面的剪切变形较大。试件斜截面承载力计算，方法较为简单，有待深化研究。3结论(1)采用贴焊钢板加强型工字形截面内藏双钢板混凝土组合柱，与普通工字形截面型钢混凝土柱相比:截面抗弯承载力明显提高，实现了强剪弱弯的抗震延性设计方案，使截面弯曲变形耗能和腹板钢板剪切变形耗能均得以充分发挥，综合抗震耗能能力良好。(2)采用提高周边纵筋配筋率加强型工字形截面内藏双钢板混凝土组合柱，当量用钢条件下，与采用贴焊钢板加强型组合柱相比，截面的抗弯承载力进一步提高，滞回曲线更为饱满，综合抗震耗能能力得到充分发挥，表明等用钢下，加大周边钢材用量比例可获得更好的抗弯效果，同时周边纵筋的加强对约束混凝土也起到了至关重要的作用。加强型工字形截面内藏双钢板混凝土组合柱可用于构造柱抗震设计。(3)提出的加强型工字形截面内藏双钢板混凝土组合柱正截面、斜截面承载力计算公式，可供设计计算参考。