轴压力学性能（精选9篇）
轴压力学性能 篇1
0 引言
钢管混凝土利用钢管和混凝土两种材料在受力过程中的相互作用,即钢管对混凝土的约束作用使混凝土处于复杂的应力状态之下,使混凝土的强度得以提高。同时,由于混凝土的存在可以避免或延缓钢管发生局部屈曲,可以保证其材料性能的充分发挥。所以钢管混凝土的极限承载力会大于单个的钢管和混凝土极限承载力之和,本文主要对圆钢管混凝土柱做受力分析和试验研究[1]。主要研究对象为钢管混凝土并对比素混凝土和钢管受力的提高幅度。本文在试验的基础上,着重对各试件的整体应力(轴压荷载与柱横截面面积之比[4])—应变曲线进行了比较分析,从而揭示了混凝土强度和钢管强度对该类构件力学性能的影响规律。并在此基础上,提出了该类构件在工程实践中的建议,以供工程设计人员参考。
1 试验概况
本试验的试验因子数为1个:混凝土强度等级,钢管等级只能通过理论分析得出。混凝土采用C30和C50级混凝土,钢管采用Q235钢材,外径为160 mm,长径比分别为4.59和3.96。根据以往的试验,构件的长径比在4附近的试验效果比较好,长径比太小则端部效应明显,长径比太大则构件容易失稳破坏[2]。
本试验构件的截面尺寸及相关参数见表1。
为了保证钢管与混凝土共同受力,在试件两端以25 mm厚的钢板焊牢。下端板于浇灌混凝土前焊好,兼作浇混凝土的底模,上端板开直径为80 mm的圆孔,供浇灌混凝土用。
试验测量数据主要有:钢管纵向应变、荷载值等。
由试验得到的钢管和混凝土材料材性试验结果见表2,表3。
以上主要简述了圆钢管混凝土轴压短柱试验的准备过程,对试验试件的设计、试件的制作过程、试件具体概况以及材性试验作了详细介绍,为以下圆钢管混凝土轴压短柱的试验研究和对比提供了基础。
2 试验数据及结果分析
从各试件的破坏来看,B1宏观上无明显破坏现象,只是中截面体积有所增大,C1由于试验时,在试件的下端钢板中心线处加有一滚动铰支座,而上端则没有加支座,直接用液压机钢板压在试件上端钢板上,受此影响,试件破坏时,略有弯曲,且在弯曲方向的下端钢板交接处角点略有上翘,肉眼清晰可见中截面四面外鼓。
各试件在整个试验过程中,试验机所能施加的最大荷载见表4。从表4可以看出,所有试件的最大施加荷载均接近于1.6倍的按ECES规范估算的名义破坏荷载(预计的试验全过程最大荷载)。由此可见,试验前的荷载估算和加载级别是合理的。
依据试验试件的设计,本次试验均为轴压试件,试验对比数据为B1,C1试件的整体应力—应变曲线,各比较曲线见图1。
本次圆钢管混凝土短柱试验每根柱子共有4个测点用来测量钢管的纵向应变,由于有些测点在加载过程中损坏,所以图1列出的纵向应变比较曲线有些应变没有在曲线上表示。
从图1可以看出,每个试件的荷载—应变曲线都具有如下3个阶段:线性增长阶段(线弹性阶段)、非线性增长阶段(屈服阶段)、水平发展阶段(破坏阶段)。由于受试验条件的制约,有些试件(特别是轴压试件)的水平发展阶段还不够充分且曲线上扬的趋势还比较强,表明该试验最后得到的荷载值只是接近极限荷载,但由于荷载步较小,可以近似地认为最后施加的荷载就是该试件的极限荷载。
在线性阶段混凝土强度影响不明显,只有在接近破坏时,才明显体现出其强度对构件力学性能的影响效果。试验曲线在应变为3 000 με左右时出现一交叉点,C30混凝土的构件曲线在此交叉点后趋于平缓,而C50混凝土的构件曲线却还有上扬的趋势,从而可以推知,混凝土强度越高其相应构件的极限承载力也就越高。其中C50混凝土比C30混凝土极限承载力提高不到1/5。由纵向应变曲线可见,C30混凝土要优于C50混凝土。综上所述,钢管混凝土轴心受压构件更适合普通混凝土而非高强混凝土。
3 钢管混凝土构件理论分析
钢管混凝土轴心受压构件由于组合作用时的钢管和混凝土分别处于多轴受力状态,其合力应大于单独钢管和混凝土受力的总和。理论研究认为:钢管处于纵向受压和横向受拉状态,混凝土处于三轴受压状态。本试验中,混凝土侧压力来自钢筋,所以,混凝土强度的提高取决于钢筋抗拉强度。而混凝土强度等级的提高影响不大。所以试验结果比较符合理论研究。
4 结语
本文详细阐述了两根圆钢管混凝土短柱轴心受压试验的具体情况,并对试验结果进行了深入的分析和理论分析,得到了以下主要结论:
1)试验表明,混凝土强度对圆钢管混凝土受压短柱力学性能的影响:混凝土强度等级的提高对钢管混凝土柱承载力的提高不明显。
2)理论分析,钢管混凝土轴压承载力的提高主要取决于钢管的强度等级。
依据以上主要结论,对此类构件在工程实际中的应用从概念上提出了如下几点建议,供工程设计人员参考:
1)在设计轴压构件时,钢管混凝土柱最好采用普通混凝土而非高强混凝土。
2)对不同承载力要求的轴压柱可以从钢管的延性和强度方面考虑。
参考文献
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轴压力学性能 篇2
异形柱结构轴压比控制有哪些注意要点？
对框架结构、框-剪结构，柱的延性对于耗散地震能量，防止框架的倒塌，起着十分重要的作用，且轴压比又是影响砼柱延性的一个关键指标，柱的侧移延性比随着轴压比的增大而急剧下降。在高轴压比情况下，增加箍筋用量对提高柱的延性作用已很小，因而轴压比大小的控制对柱的延性影响至关重要，特别是异形柱结构剪力中心与截面形心不重合，剪应力使砼柱肢先于普通矩形压剪构件出现裂缝，产生腹剪破坏，加上异形柱多属短柱，这些导致异形柱脆性明显，使异形柱的延性普遍低于矩形柱，因而对异形柱的轴压比要严格控制，
在广东规程中，其轴压比按砼设计规范中的要求减少0.05，但其适用高度较低，一般为35 m。当高层建筑的高度进一步加大时，其水平力的影响会愈来愈显著，对结构的延性要求也愈高。由天津大学土木系对异形柱延性资料可知，影响异形柱延性的因素比普通柱要复杂，且不同的柱截面形式，如L型、T型、十字型，在相同水平侧移下，其延性性能也有较大差异，因而，轴压比控制应参考天津规程。但天津规程的控制过于繁锁，在结构计算中，柱的纵筋与箍面的直径还没有设定，因而箍筋间距与纵筋直径的比值还无法确定。为在实际工作中便于使用，可按不同的截面形式（L、T、十字型）与不同的抗震等级两项指标从严控制，对低烈度地区的这类结构是能够满足其延性要求的。
轴压力学性能 篇3
1 试件概况
1.1 试件基本属性
根据《公路桥梁板式橡胶支座规格系列》选取试件, 试件由衡水鑫力工程有限公司生产加工, 其形状及尺寸如图1所示, 其物理机械性能如表1所示。
1.2 试件分组
试件分为6组, 标准件3个为一组, 具体分组见表2。
冻融处理在辽宁省建筑材料监督检验院进行。首先将试件放入-15℃的冷库中, 试件间距大于20mm, 冷冻4h后取出, 再置于水温为20℃的水池中融化2h, 水面高出试件20mm以上, 试件间距大于20mm。达到规定循环次数后, 将试件从水中取出, 拭干表面。四氟滑板橡胶支座的冻融循环处理情况如图2所示。
根据《公路桥梁板式橡胶支座》 (JT/T 4-2004) [11]对试件尺寸进行测量, 试件尺寸变化均满足规范要求 (见表3) 。
2 轴压力学性能研究
2.1 轴压试验装置
轴压试验在沈阳建筑大学结构实验室进行, 采用5000k N压力试验机进行加载, 试验装置如图3所示;实验采用6个位移计测量其位移 (见图4) 。
2.2 加载方案
首先进行预压, 预压持续2min, 预压过程进行试件对中并检测测点的稳定性[11]。正式加压先加至240k N持荷2min, 继续缓慢加载至600k N持荷2min, 利用此2点数据计算出弹性模量。最后, 进行正式加压直到出现极限荷载, 承载力下降, 试件被破坏才停止, 找到曲线拐点, 并确定承载力。
2.3 试验现象
试件变形分为弹性阶段和塑性阶段。荷载较小时, 试件处于弹性阶段, 仅靠橡胶的弹力承担荷载。试验过程中对所有试件在240k N和600k N两处分别持荷2min, 通过计算这两点的应力应变确定弹性模量E。荷载进一步增大时, 仅凭橡胶的弹性不足以承担这部分压力, 钢板和橡胶之间的粘结力能提高承载力。此时变形仍不明显, 但撤销荷载后变形只能恢复一部分。此过程中通过观察曲线变化, 将曲线的拐点处作为弹性极限承载力。荷载继续增大, 通过对其中一块试件内部剖析发现钢板变形较大, 说明钢板也产生塑性变形, 大部分力由钢板承担。若撤销荷载, 变形基本不能恢复。继续加载直至极限荷载, 钢板与橡胶之间产生脱离, 钢板大部分处于塑性阶段, 此时承载力突然下降。具体的破坏形态如图5所示。
3 试验结果及数据分析
表4为四氟滑板橡胶支座各项指标对比, 对数据观察发现, 仅标准试件的承载力高于70MPa, 经过冻融循环处理的试件承载力均低于70MPa, 且随着处理次数增多承载力降低得也多, 而且在压力达到70MPa时, 与70MPa时仍处于弹性阶段的标准试件的位移进行对比发现, 经冻融循环处理过的试件位移变化已无规律, 说明冻融循环处理过的试件的变形已经失去稳定性。
3.1 冻融循环下承载力的变化
图6为四氟滑板橡胶支座弹性阶段承载力变化曲线, 承载力随着冻融次数的增加在不断地减小, 只有标准试件的承载力高于规范要求的70MPa, 经过冻融处理后的试件承载力明显降低。
3.2 冻融循环对极限抗压强度的影响
根据《军用设备气候极值》 (GJB1172.11-91) [12], 通过对全国150个站点低温严酷月的普查, 每站选取2~4个月测定气温最低值。考虑到我国东北、西北大部分地区冬季最高气温在零下, 因而取3个月作为可以冻融循环的天数, 另外昼夜温差北方达到20℃左右, 中原地区仅6~7℃, 因此选取中间值12℃。由于冻融循环的温差为35℃, 因此冻融25次、50次、75次、100次、150次可以分别对应于1、2、3、4、6年。采用最小二乘法对冻融循环下的极限抗压强度进行拟合可以得到拟合曲线如图7所示。
得到的幂指数抗压强度衰减函数模型为:
将x=1、2、3、4、6分别代入得y=69.23、68.81、68.57、68.40和68.17, 与实验数据的平均比值为0.999, 标准差为0.01, 变异系数也为0.01, 说明此衰减模型与实际情况吻合。
3.3 冻融循环对竖向刚度的影响
根据竖向刚度的计算式 (2) 计算竖向刚度[13]:
式中, P1为第3次循环加载时的较小压力;P2为第3次循环加载时的较大压力;Y1为第3次循环加载时的较小位移;Y2为第3次循环加载时的较大位移。
图8为荷载-竖向刚度曲线, 冻融循环的次数对竖向刚度的影响是先增大后减小的趋势, 75次冻融循环时的竖向刚度达到最大, 然后, 逐渐减小。通过对冻融处理的试件观察发现, 表面都有水分保留, 而且经过轴压试验之后仍有水分渗出, 说明随着冻融循环次数的增多水分已经渗入到试件内部, 影响到橡胶与钢板之间的粘结性能, 因此我们应该作进一步的研究, 并规定最大的冻融循环次数, 以便以后在实际中运用。
3.4 冻融循环对抗压弹性模量的影响
对于橡胶支座的弹性模量采用式 (3) 进行计算[11]
式中, E1为试件实际计算的抗压弹性模量, 计算值精确到1MPa;σ4和ε4分别为4MPa级 (即240k N) 试验荷载下的压应力和累计压缩应变值;σ10和ε10分别为10MPa级 (即600k N) 试验荷载下的压应力和累计压缩应变值。
表5为四氟滑板橡胶支座的弹性模量对比, 计算表明弹性模量都符合规范要求, 而且随着冻融次数的增加弹性模量是先增大后减小的趋势, 从应变能的角度来讲, 在冻融循环的影响下橡胶支座有转脆的趋势, 而且随着次数的增多脆性越来越大, 但是超过一定的次数冻融的影响已经不明显, 很可能橡胶的内部结构已经发生变化, 有待进一步研究。
4 结论
(1) 经过冻融循环处理的四氟滑板橡胶支座的破坏情况比标准试件严重, 且循环次数越多, 橡胶的变形越厉害, 四角翘起得越严重。
(2) 冻融循环处理的试件的弹性极限抗压强度小于70MPa且小于标准试件, 且随着冻融循环次数的增加, 极限抗压强度逐渐降低, 采用最小二乘法对数据进行拟合, 得出了50年弹性抗压强度的衰减曲线和衰减公式。
(3) 竖向刚度受冻融循环影响随着冻融循环次数增加呈现出先增大后减小的趋势。
轴压力学性能 篇4
FRP-混凝土轴压短柱的极限承载力研究
在线性Mohr-Coulomb强度准则的基础上,提出FRP-混凝土轴压短柱极限承载力计算时的基本假定,利用极限平衡法推导了FRP-混凝土轴压短柱的`极限承载力公式,并通过与文献试验结果的比较,验证了理论公式的正确性.该结果为FRP-混凝土轴压短柱的极限承载力分析提供了一定的准则依据,对实际工程设计有一定的参考价值.
作 者：常占宏 CHANG Zhan-hong 作者单位：邢台路桥建设总公司 刊 名：上海公路 英文刊名：SHANGHAI HIGHWAYS 年，卷(期)： 2(2) 分类号：U4 关键词：FRP-混凝土柱 线性Mohr-Coulomb强度准则 极限承载力轴压力学性能 篇5
关键词：GFRP管,长细比,轴压
1 概述
GFRP管混凝土柱是一种新型的组合结构, 在实际工程中, 轴心受压构件是极少遇到的, 通常遇到的也是长细比较大的长柱, 对于长柱由于荷载作用位置的不准确, 材料的不均匀等原因造成了具有初始偏心距, 在纵向作用下产生侧向弯曲及附加弯矩, 进一步加大了初始偏心距, 降低了构件的承载力。
本文通过对6根不同长细比的GFRP管混凝土柱进行研究, 分析了不同长细比对其轴压性能的影响。
2 试验概况
2.1 试验设计
该试验选用了6根不同长细比的试件, GFRP管的内径均为200 mm, 管壁厚度为5 mm, 混凝土内均匀配置钢筋。箍筋为ф6.5@100。试件编号见表1。
2.2 加载装置及测点布置
试验在5 000 k N压力机上进行, 6根试件均为全截面受压。
在1/2, 1/4柱高截面处分别均匀粘贴4组应变片 (横向、纵向) , 用于测量试件1/2, 1/4高度处的轴向与环向应变。同时, 在试件的弯曲方向沿柱子的四等分点, 布置3个量程为10 cm的位移计, 用于测量试件的侧向弯曲挠度。
该试验在正式加载前必须进行预加载, 其目的是保证在正式加载时试件处在轴心受压状态下。在试件上下两端各放置球形铰, 以保证试件两端铰支。当试件破坏后, 由于球形铰的存在, 试件会倒, 我们用绳子将其固定。
该试验采用分级加载, 根据压力机所连电脑得出的曲线, 试件在弹性阶段, 每级荷载为预估荷载的1/10。进入弹塑性阶段后, 每级荷载为预估荷载的1/20, 持载2 min~3 min。图1为加载装置及测点布置示意图。
2.3 试验现象及破坏形态
Z1:试件加载至1 700 k N时发现GFRP管泛白, 加载至2 200 k N时在1应变片处发现白色螺旋条纹, 继续加载至2 730 k N时听到了轻微的噼啪响声, 当加载至2 912 k N时听到雷霆般的响声之后试件破坏。在2 730 k N~2 912 k N这个过程中一直伴随有连续的响声。试件破坏后, GFRP管沿其缠绕方向拉断, 但在距试件两端各15 cm处GFRP管没有破坏。
Z2:加载至1 900 k N时, 在柱中截面处出现白色螺旋条纹, 加载至2 300 k N时白色螺旋条纹明显增多, 继续加载至2 600 k N时听到连续噼啪声直至试件破坏 (2 760 k N) , 卸载后白色裂纹继续向两端延伸。破坏后裂缝贯穿整个试件, 且在距柱底20 cm处GFRP管破孔, 混凝土外漏, GFRP管对混凝土的约束作用非常明显。
Z4:加载至1 579 k N时距柱底25 cm左右处发现白色横向条纹, 约长0.75周长, 柱中截面处有白色螺旋条纹, 加载至1 900 k N时, 白色螺旋条纹增多, 1 937 k N时听到噼啪响声直至2 298 k N时试件破坏。破坏后该试件的侧向弯曲比Z2明显, 但也不是很大。在柱底端GFRP管完全破开一个孔洞, 里面混凝土被压碎。
Z5:加载至1 050 k N时发现试件有比较明显挠度弯曲, 加载至1 650 k N发现试件1/2高度处白色条纹明显, 加载至1 933 k N时听到了轻微的响声直至2 162 k N时试件破坏。该试件破坏后挠度弯曲极其明显, 且只有1/2柱高截面附近处的GFRP管发生了破坏, 其他地方基本完好无损, 且远没有达到混凝土抗压强度。
Z6破坏形态与Z5相似, 在这里不一一介绍。对于试件Z5, Z6而言, 根据其破坏过程及破坏形态可知, 其破坏为明显的失稳破坏, 挠曲变形非常明显。试件破坏时, GFRP管在挠度最大处发生破坏, 其他地方管壁基本没有任何破坏, 且管内应力明显小于其强度, GFRP套管对混凝土的约束作用不明显。试件破坏形态如图2所示。
3 试验结果分析
3.1 各试件极限承载力及极限压应变
表2给出了不同长细比试件的极限承载力与极限压应变。
3.2 轴力—轴向应力应变分析
图3为试件轴力—轴向应变曲线图。根据此图可知:
1) 随着GFRP管混凝土柱长细比的增加, 其承载力有明显的下降。将试件Z1为对比柱, Z2~Z6试件的承载力分别下降了7.94%, 10.74%, 23.35%, 27.89%, 37.79%。造成这种现象的主要原因是:GFRP管随着长细比的增加, 约束效果越来越差。因此, 从长细比来分析, 要想充分发挥GFRP管的约束能力, 长细比不能过大, 而应当在一个适当的范围之内。
2) 随着长细比的增加, 其变形能力也有了明显的下降。组合试件Z1, Z2, Z3有明显的屈服阶段, 且为双线性曲线, 但没有下降阶段。对于试件Z4, Z5, Z6弹性阶段明显小于前3个试件, 但出现了明显的下降阶段。
3.3 不同长细比下轴力—挠度曲线分析
通过试验可知随着荷载的增加, 试件的上下部变形基本对称。对于长细比较大的试件, 当达到极限荷载时, 侧向挠度明显增大, 并导致附加弯矩的增加, 从而使试件承载力及极限压应变迅速下降。因此对于长柱而言, 初始缺陷引起的侧向挠度对试件的轴压承载力与变形都有很大的影响。
4 结语
本文通过对GFRP管混凝土柱不同长细比的试验研究, 得出以下两点结论:
1) 对于不同长细比的长柱而言, 随着长细比的增加, 试件的极限承载力下降, GFRP管的环向拉应变也随着降低, 这就表明GFRP套管对混凝土柱的约束作用随试件长细比的增加而降低。
2) 由于组合试件长细比的增加, 其初始缺陷对轴压力学性能的影响越加明显。当试件长细比达到一定大小时, 试件在破坏时, 管壁基本完好无损, 其破坏形态为失稳破坏。
参考文献
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轴压力学性能 篇6
由于钢材具有良好的延性、韧性、高强等优点, 而广泛应用在各国的土木工程中。但并非钢材具有这些优点钢结构构件就具有良好的抗震性能。在1995年日本阪神地震中, 钢桥首次出现了大量的破坏, 几乎所有的破坏类型都表现为局部失稳破坏[1]。为此, 国内外学者通过理论和试验等方面研究, 提出了多种钢结构桥墩柱加固补强提高抗震性能的方法[2]。其中, 在圆形空钢管柱底部内置一定高度十字钢板补强的桥墩, 其结构示意如图1所示。该类桥墩, 在地震作用下具有较好的抗震性能[3,4]。为了使该类桥墩能够广泛应用在高烈度地区的桥梁建设中, 需要明确该类桥墩十字钢板补强部分短柱在轴向荷载作用下的极限状态。
为此, 本文通过有限元分析软件MARC对内置十字加强板圆形钢管短柱进行了弹塑性力学性能分析, 考察了钢管径厚比等参数对钢管短柱的有效失稳长度、极限状态的影响。
在进行有限元分析时, 除了考虑钢管、十字加强板焊接残余变形的影响, 还考虑钢材的应变硬化的影响。并提出有效失稳长度、轴压作用下的极限强度和极限应变的关系式。
2 数值分析
2.1 有限元分析模型
本文采用MARC有限元分析软件对内置十字加强板的圆形钢管短柱进行非线性有限元分析。分析中, 为了消除单元分割数对分析精度的影响, 验证有限元分析模型的正确性, 在壳单元的分割过程中, 通过对比分析参考文献[5]中的圆形空钢管短柱 (该短柱的径厚比参数Rt为0.063, 长径比参数L/D为0.15, 边界条件为简支, 承受轴向压力作用) 的有限元分析结果确定单元网格的划分数量。该模型在轴压作用下的分析结果见图2所示。图中, 横坐标表示轴向应变/屈服应变ε/εy, 纵坐标表示轴向应力/屈服应力σ/σy。变化圆周方向的分割数为24、32、36和48所得到的结果。从图2可知, 当钢管沿圆周方向的分割数为32时, 得到的轴向应力-应变结果与分割数为36和48的分析结果基本一致。为此, 在内置十字加强板圆形钢管短柱的有限元分析中钢管圆周方向分割数为32, 十字加强板沿宽度方向分割数为16, 高度方向分割数为10, 具体的单元划分形式见图3所示。
2.2 边界条件以及材料特性
对于较长柱, 在轴压作用下沿着柱长方向表现为几个半正弦波状的失稳破坏状态, 因此, 在分析中取一个半正弦波长度的短柱进行有限元分析。边界条件考虑为两端简支的约束边界条件。
分析中, 钢材的材料特性分别设定为屈服强度σy=235MPa, 弹性模量E=206GPa, 泊松比ν为0.3。弹塑性阶段应力-应变关系采用二折线型, 其中二期刚度E1=1/100E, 如图4所示。
2.3 焊接残余应力和残余变形
在分析模型中, 考虑了钢管、十字加强板在焊接时产生的残余应力和残余变形。根据以往的研究成果[6], 其残余变形沿柱长方向上以单个余弦半波来考虑, 最大变形位置在短柱的中部, 残余变形ωmax取0.0025L, 其中, ωmax是指每个试件中最大焊接残余变形的平均值, 具体的残余变形分布如图5所示。考虑钢管和十字板焊接时会短柱将引起残余应力, 根据参考文献[6]及焊接位置, 并根据应力平衡法则, 残余应力具体分布见图6所示。
3 参数结果分析
通过不同的短柱长径比 (L/D) 、径厚比 (Rt) , 明确这两个参数对其极限强度和应变的影响。分析的模型各设计参数见表1所示。其中, Rt的计算公式如下:
3.1 有效失稳长度
为了考察柱长度的影响, L/D的取值范围从0.05~0.2。径厚比Rt分别取0.05, 0.074, 0.10, 0.15, 0.20, 0.25。通过有限元分析, 得到了各有限元模型极限承载力σu/σy与L/D在不同Rt值的关系曲线, 如图7所示。
由图7可知, 在相同的Rt时, 总会存在一个最小极限承载力的模型。考察各径厚比Rt对所对应最小极限承载力的模型长度Ls/D, 可以建立Rt与Ls/D之间的关系, 如图8所示。在这里, Ls/D被称为钢管有效失稳长度。
从图8可知, 随着Rt的增加, Ls/D逐渐减少。根据有限元分析结果, 拟合有效失稳长度与径厚比的经验式如下:
3.2 径厚比 (Rt) 对短柱极限状态的影响
为了研究径厚比参数Rt对短柱极限承载力和极限应变的影响, 改变径厚比参数Rt从0.05~0.25, 建立6个短柱模型, 短柱的长度通过公式 (2) 计算得到。通过有限元分析, 得到在不同Rt下极限承载力σu/σy结果, 如图9所示。
由图9可知, 随着径厚比的增大, 极限应变逐渐减小, 但减小较缓慢。根据分析结果, 拟合该类短柱极限承载力u/y与Rt的关系公式为:
极限应变εu/εy的分析结果如图10所示。其中, εu是钢材达到极限承载力时所对应的应变, εy是钢材的屈服应变。
从图10可以看出, 当Rt<0.05时, Rt对短柱极限应变的影响较大。随着径厚比的增大, 应变急剧减小;当Rt>0.05时, 随着径厚比的增大, 应变减小缓慢。极限应变εu/εy与Rt的关系公式如下:
4 结论
通过对内置十字加强板圆形钢管短柱在轴压作用下的弹塑性力学性能分析, 得到如下结论:
1) 在轴压作用下, 提出了钢管有效失稳长度、内置十字加强板圆形钢管短柱极限强度和极限应变等经验公式, 为合理确定设计加强板的高度及抗震评价奠定了理论基础。
2) 随着径厚比的增加, 内置十字加强板圆形钢管短柱的有效失稳长度、短柱的极限强度和极限应变, 都逐渐减少。但当径厚比小于0.05时, Rt对该短柱极限应变的影响显著。
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轴压力学性能 篇7
本文对比分析我国《钢结构设计规范》、美国规范《ANSI/AISC 360—2010》[7]、《AIJ 1990》钢构造限界状态设计规划[8]、欧洲钢规 《BS EN 1993-1-1:2005》[9]、美国输电规范 《ASCE48-05》[10]、 加拿大输电规范《S37-94》[11]的相关理论,计算分析Q420 高强钢管的轴压稳定承载力, 并与Q420 高强钢管轴压稳定承载力试验值进行比较,探讨不同规范计算理论的实用性,为Q420 高强钢在实际工程中的应用提供理论依据。
1 轴压稳定承载力理论
1.1 我国《钢结构设计规范》的计算理论
我国 《钢结构设计规范》 中关于构件稳定系数 φ的计算公式。
当 λn>0.215 时:
式(1,2)中:λn为无量纲长细比;α1,α2,α3为系数;fy为材料屈服强度;E为材料弹性模量。
1.2 美国规范《AISC》的计算理论
美国规范《AISC》中关于构件稳定系数 φ 的计算公式。
式(3—5)中: fE为欧拉临界应力;K为计算长度系数;L为构件长度;r为截面回转半径。
1.3 日本《AIJ1990》标准的计算理论
日本《AIJ1990 钢构造限界状态设计规准》中关于构件稳定系数 φ 的计算公式。
当p<λn≤e=1.291 时:
当 λn> λe时:
1.4 欧洲钢结构设计规范的计算理论
欧洲钢结构设计规范《BS EN 1993-1-1:2005》中,冷弯成型钢管属于c类截面,构件稳定折减系数 χ的计算公式。
式(9,10)中:α 为截面影响系数,对于钢管截面 α=0.49。
1.5 美国《ASCE48-05》标准的计算理论
美国输电线路钢管设计规范《ASCE48-05》中关于构件轴压稳定承载力计算公式。
1.6 加拿大《S37-94》标准的计算理论
加拿大输电规范《S37-94》中关于构件稳定系数 φ的计算公式。
当0.15≤λn≤1.0 时:
当1.0≤λn≤2.0 时:
当2.0≤λn≤3.6 时:
当3.6≤λn≤5.0 时:
2 Q420 高强钢管轴压承载力试验
2.1 轴压钢管试件
钢管试件规格为D377×8,钢管材质为Q420,开展不同长细比的Q420 高强钢管的轴压稳定承载力试验,长细比取值为30,40,50,60,80,100,Q420 钢材的力学性能如表1 所示。
2.2 加载及测试
由于钢管试件长度较大,如图1 所示。 Q420 钢管稳定承载力试验采用卧式水平加载, 钢管两端采用核定承载力为6000 k N的球铰施加轴向力。
为测量钢管关键部位的应变发展特点, 如图2 所示,在、距两端500 mm处截面布置应变片,为测量端板转动的大小,在加载端对称布置4 个位移计。
2.3 轴压承载力的试验结果
(1) 典型破坏形式。试验中随着轴压荷载的增大,各高强钢管发生相似的坏形态。 试件典型破坏模式轴压荷载达到一定值后,轴压钢管的侧向变形逐渐增大,即出现整体失稳现象;随着侧向变形继续增大,轴压荷载达到最大值,突然钢管跨中发生局部凹凸、褶皱的局部屈曲,轴压承载力迅速降低,即整体失稳后导致钢管发生局部失稳。 典型轴压钢管D356×8-λ=50 的破坏形态如图3 所示。
(2) 轴压荷载—变形特性。 试验得到典型钢管的轴压荷载—变形曲线如图4、图5 所示。 钢管在达到屈服承载力之前, 随着轴压荷载的增大, 荷载增长呈线性,位移变化很小;当轴压荷载临近或超过屈服承载力后,高强钢管侧向变形的发展明显加快,说明钢管由于整体失稳而引起局部屈曲, 各测点应变发展呈不规则的非线性趋势。 另外,基于钢管轴压荷载—变形曲线、轴向力—管中截面应变曲线可知, 主管端部的转动变形明显,即为两端铰接加载。 对于长细比小于40 的构件,其局部屈曲变形明显大于整体弯曲变形;对于长细比大于50 的构件, 其整体弯曲变形大于局部屈曲变形。 不同长细比Q420 高强钢管试件的破坏模式为典型的极值点失稳破坏,且伴随比较明显的局部屈曲,与理论分析结果相符。
3 Q420 高强钢管轴压承载力的对比分析
不同长细比钢管构件D377×8 的轴压稳定系数的试验值、计算值、模拟值如表2 所示。 其中 Φexp为试验稳定系数;ΦFEA为有限元模拟系数;Φa,Φb是按《钢结构设计规范》 计算的稳定系数;Φ1是按 《AISC 360—2010》计算的稳定系数;Φ2是按《AIJ 1990》计算的稳定系数;Φ3是按《BS EN 1993》计算的稳定系数;Φ4是按《ASCE 48-05》 计算的稳定系数;Φ5是按《S37-94》计算的稳定系数。 不同规范的稳定系数对比情况如图6所示。
(1) 按 《ASCE 48-05》计算的稳定系数计算值最大,按《BS EN 1993》计算的稳定系数计算值最小,相差8%以上;
(2) 按《S37-94》计算的计算值与我国钢规中按b类截面计算值接近;
(3) 构件长细比大于60 时,模拟稳定系数与按日本钢规《AIJ 1990》、美国钢规《AISC 360—2010》、我国钢规a类截面计算值比较接近;
(4) 长细比大于60 时,试验稳定系数比理论计算值大,是因为构件两端球铰未能协调转动(与理想球铰有区别),导致构件计算长度偏小。
注:AISC为美国钢规;AIJ为日本钢规;BS EN为欧洲钢规;ASCE为美国输电规范;S37-94 为加拿大输电规范。
综上所述, 对Q420 高强钢管的轴压稳定承载力可按我国钢规中b类截面,日本钢规《AIJ 1990》,加拿大输电规范《S37-94》,或欧洲钢规《BS EN 1993》进行计算分析,且偏于保守。
4 结束语
基于上述Q420 高强钢管轴压承载力特性的计算分析,可以得出如下结论:
(1) 长细比小于60 的钢管稳定承载力试验值与计算值较接近, 长细比大于60 的稳定承载力试验值与计算值相差较大;试验中轴压钢管失稳破坏形式主要为极值点失稳,且1/2 截面附近局部屈曲变形明显;
(2) 按 《ASCE 48-05》计算的稳定系数计算值最大,按《BS EN 1993》计算的稳定系数计算值最小,相差8%以上;按《S37-94》计算的稳定系数计算值与我国《钢结构设计规范》中按b类截面计算值接近;
(3) Q420 高强钢管的轴压稳定承载力可按我国《钢规》中的b类截面,日本钢规《AIJ 1990》,加拿大输电规范《S37-94》,或欧洲钢规《BS EN 1993》进行计算分析,略偏于保守,可以满足工程应用。
摘要：文中分析比较了国内外不同设计规范关于高强钢轴压稳定承载力计算理论,开展了不同长细比Q420高强钢管轴压稳定承载力试验。试验中钢管均发生极值点整体失稳破坏,加载结束时1/2长度截面附近局部屈曲变形明显。计算分析不同长细比Q420高强钢管轴压稳定承载力与其试验值进行比较,长细比小于60的钢管稳定承载力试验值与计算值较接近,长细比大于60的稳定承载力试验值与计算值相差较大,按我国《钢结构设计规范》中的b类截面、日本钢规《AIJ1990》、加拿大输电规范《S37-94》及欧洲钢规《BS EN 1993》的轴压承载力计算值略偏于保守,均可以满足工程应用。
关键词：Q420高强钢管,轴压稳定承载力,试验研究,理论分析
参考文献
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轴压力学性能 篇8
随着我国的现代化程度不断提高, 社会经济不断发展, 每年都会有大量的老旧建筑面临拆除, 这势必会产生大量的建筑垃圾。《中国建筑垃圾资源化产业发展报告 (2014年度) 》[1]指出, 近几年, 我国每年产生的建筑垃圾总量约为15.5亿t~24亿t, 占城市垃圾的比例约为40%。大量的建筑垃圾做直接填埋处理, 在资源不足的今日, 是一种极大的浪费, 所以, 建筑垃圾再生技术就显得尤为重要。
所谓再生混凝土, 就是将废弃的混凝土块经破碎、筛分、净化后按一定比例混合形成再生骨料, 然后利用其部分或全部替代天然骨料配制而成的混凝土。再生混凝土是一种绿色生态混凝土, 具有十分明显的环境效益、经济效益和社会效益[2]。
研究再生混凝土柱的受力性能, 是验证再生混凝土柱在实际工程中可以替代正常混凝土可行性的重要手段。可以解决废弃混凝土的处置问题, 符合节能的要求。
自密实混凝土的优势在于其卓越的流动和自填充性能, 且不离析。为了探究自密实再生混凝土柱受力性能, 本试验进行两个自密实再生混凝土柱的轴心受压试验, 分析其受力性能, 与自密实普通混凝土柱进行了对比。
1 试验概况
1.1 试件设计
本试验以自密实再生混凝土柱为研究对象, 共制作两个试件, 并且预留棱柱体试件。试件尺寸见表1, 截面如图1所示。
1.2 材料性能
本试验自密实再生混凝土强度等级按C30配置, 水泥采用渤海牌42.5级普通硅酸盐水泥, 密度3.1 g/cm3。砂为河砂, 表观密度2.65 g/cm3, 堆积密度1.56 g/cm3。再生粗骨料的表观密度2.7 g/cm3, 堆积密度1.4 g/cm3, 5 mm~20 mm连续级配粗骨料。粉煤灰采用Ⅱ级粉煤灰, 表观密度2.2 g/cm3。外加剂为高效减水剂, 减水率25%以上。水为普通自来水。
钢筋性能见表2。
1.3 配合比设计
自密实混凝土的主要设计方法有:固定砂石体积法、全计算法、骨料比表面积法、参数设计法、改进全计算法[3]等。本文采用改进全计算方法进行配合比设计[4]。根据《自密实混凝土应用技术规程》[5], 自密实混凝土水胶比不得大于0.45。配合比见表3与表4。
1.4 试件制作
按预定尺寸制定模板, 模板质量要保证。由于再生骨料吸水率很大, 为了使粗骨料稳定, 提前将粗骨料用自来水浸泡24 h, 并且晾干至饱和状态。浇筑混凝土前要进行坍落度与坍落拓展度试验[6], 实测指标见表5, 满足要求以后再进行浇筑。浇筑混凝土时, 需要插捣混凝土。浇筑完成后, 清理试件外壁, 并对试件上部洒水养护。加载试验前对上表面凹陷的试件, 用水泥砂浆找平;对上表面凸出的试件, 用打磨机打平。
1.5 实测强度
将试块养护28 d, 试块强度测试用结构试验室压力试验机测定。强度数据见表6。
1.6 试件加载及量测
自密实再生混凝土柱加载试验在辽宁工业大学结构实验室5 000 k N电液伺服压剪试验机上进行。试件加载用计算机控制。加载用分级加载, 在加载到极限荷载的70%以前, 每级荷载加载极限荷载的1/10, 加载速度2 k N/m。之后加载荷载为1/15, 加载速度0.8 k N/m。每级加载持荷90 s。每个试件在两侧布置两处应变片, 每处布置纵向和横向应变片各一个, 试件两侧分别布置两个纵向位移传感器, 并通过动态应变采集系统自动记录、量测, 传感器分布见图2。
2 试验现象
在试验过程中, 两个试件的受力状况一致, 在受力初期, 极限强度的30%左右, 由于试件表面不平, 致使角部裂缝过早出现。在试件极限强度的50%左右, 试件表面一端以及中部开始出现较为明显的裂缝。
达到试件极限强度的70%左右时, SC-1试件掉角, 同时两试件的裂缝开始增多。达到极限强度的80%~90%时, 裂缝开展逐渐变快, 试件角部破坏, 并剥落, 试件有咔咔的响声, 出现贯通缝。破环阶段贯通缝增多, 响声变大, 试件在贯通缝处鼓起, 最后剥落, 破坏。试件的破坏形态见图3。
3 试验结果与分析
3.1 荷载—位移曲线
试验结果见图4。
当荷载较小时, 由于试件与试验机接触不紧密, 位移增加的比较快, 当荷载加载到500 k N时, 趋于稳定, 位移与荷载基本成线性分布。当荷载接近于破坏时, 压缩变形的增加速度要大于荷载增加的速度。试验现象与普通混凝土规律基本一致。
3.2 实测承载力及计算分析
为判断GB 50010—2010混凝土结构设计规范是否适用于自密实再生混凝土承载力的计算, 根据《混凝土结构设计规范》的理论计算公式计算承载力, 与实际承载力的对比结果见表7。
根据实测承载力与计算承载力的比值可以判断, GB 50010—2010混凝土结构设计规范适用于自密实再生混凝土柱的计算。且自密实再生混凝土试件SC-1与SC-2的实测承载力都大于计算承载力。
4 结语
1) 自密实再生混凝土同样有着优秀的流动性和自动填充性, 在工程中可以用于难振捣的部位且不需要额外的振捣, 在工程中可以替代天然骨料自密实混凝土。
2) 自密实再生混凝土柱具有较好的承载能力, 可以达到自密实普通混凝土柱的承载能力, 由于其性能可靠, 在工程中可以替代天然骨料自密实混凝土柱。
摘要：通过对两个自密实再生混凝土柱的轴压试验, 记录了试件的荷载—变形曲线, 通过理论计算与试验结果对比, 分析了自密实再生混凝土柱的轴压性能和在工程中的适用性, 研究表明:在柱尺寸、混凝土和钢筋强度相同的条件下, 自密实再生混凝土柱轴压承载能力可以达到自密实普通混凝土柱的承载能力。
关键词：自密实,再生骨料,轴压性能
参考文献
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轴压力学性能 篇9
玻化微珠作为一种环保型新型无机轻质绝热材料目前被广泛研究使用,而将其添加到再生混凝土中制成的玻化微珠再生混凝土,经试验研究表明强度和保温性能均能达到理想结果[1]。方钢管再生混凝土作为组合构件的一种,是指在钢管中浇筑再生混凝土形成的结构样式,核心混凝土受钢管的约束处于三向受力状态,改善了受力性能,提高了再生混凝土的工程应用价值;方中空夹层钢管混凝土具备方钢管混凝土的优点,同时还具有截面开展、抗弯刚度大、自重轻、抗震、耐火性能好等优点,且方套圆截面较方套方截面形式的构件具有更好的延性[2,3]。
对此,本文通过对玻化微珠再生混凝土试块性能的试验研究,采用有限元软件ANSYS对方中空夹层钢管再生混凝土短柱的钢管和核心混凝土的纵向应力分布、应变位移和承载力等进行轴压模拟分析,对比不同宽厚比、空心率和玻化微珠掺量对方中空夹层钢管再生混凝土短柱轴压性能的影响。
1试验概况
1.1玻化微珠再生混凝土试验
试验采用42.5级普通硅酸盐水泥;粉煤灰采用延吉市供热站产生的原灰,细度基本达到Ⅱ级粉煤灰要求;吉林省临江天元催化剂有限公司生产的325目煅烧硅藻土;再生粗骨料用颚式破碎机破碎,筛选粒径为5 mm~20 mm、堆积密度为1 280 kg/m3,吸水率为4.8%;砂的细度模数为2.9;凌海市龙岩建材厂产的玻化微珠,堆积密度128 kg/m3;延吉方胜建材公司生产的聚羧酸高效减水剂,减水率不小于20%,其中含有0.3%引气成分;拌合水为普通自来水。
经试拌,玻化微珠再生混凝土最终配合比的水胶比定为0.44,砂率为30%。试验参数及养护室内养护28 d后的各试块测试结果见表1。从表1可见:当煅烧硅藻土掺量为3%时,玻化微珠掺量为100%的立方体试块抗压强度达32.12 MPa。
1.2试件设计
共设计了8个薄壁方钢管玻化微珠再生混凝土短柱试件,钢材型号为Q235,试件的主要参数见表2,χ=Di/(B-2t),ξ=Asofy/(Aco/fck),其中Aso为外钢管截面面积;fy为外钢管屈服强度;Aco为外钢管内部所包含的面积;fck为再生混凝土抗压强度标准值,fck=0.67fcu,根据文献[4]的建议,轴压短柱试件的L/B取3。
2有限元模型建立
2.1单元类型选取
钢材采用Solid45单元模拟,弹性模量Es=2.06×105MPa,泊松比Vs=0.3;混凝土选用Solid65单元模拟,弹性模量根据参考文献[5]提出的再生混凝土弹性模量计算公式计算,泊松比Vt=0.2。
其中,δ为再生粗骨料的取代率;fcu为混凝土立方体抗压强度。
2.2材料本构关系
1)钢材的本构关系。钢材采用双线性随动强化模型(BKIN),如图1a)所示。
2)混凝土的本构关系。核心再生混凝土采用杨有福[6]提出的应力—应变关系模型,如图1b)所示。
2.3建模与网格划分
不考虑混凝土和钢管间的滑移,在柱子上下两端加设15 mm刚性垫板以防止应力集中现象;将Solid45和Solid65实体单元划分边长为20 mm的六面体,如图2所示。
3 ANSYS计算结果分析
3.1应力分析
从图3可见,实心构件的von Mises stress应力云图在方钢管的角部分布比较复杂且应力值最大;核心混凝土的von Mises stress应力在构件中部形成近似椭圆形约束区,中部比约束和加载端大;方钢管的轴向应力从加载和约束端向中部过渡分布,且分布不均匀;从图4可见,空心构件的外钢管轴向应力分布过渡平缓,说明内钢管的存在使构件的应力分布更加均匀;核心混凝土在受压端出现了应力较大部分;内部圆钢管的轴向应力在构件中部附近分布较大。
3.2应变和位移分析
图5为试件S1-K2-80,S2-K2-80,S2-K1-100和S2-K2-100在极限承载力时的应变云图。从图5a)和图5b)可见,随着钢管宽厚比由小变大,钢管的局部鼓曲表现显著,且轴向位移由1.76 mm增大到1.908 mm,增加8.4%,说明随着钢管宽厚比的增大,钢管对核心混凝土的约束作用相对减弱,使得试件的延性降低;从图5c)和图5d)可见,实心构件的轴向应变在加载和约束端的角部明显大于其他区域,尤其是中部显著大于其临近区域,即可确定发生了局部鼓曲,空心构件在端部产生了局部屈曲,中部变化不明显,设置内钢管可以避免或延缓构件发生局部屈曲,且轴向位移由2.004 mm减小到1.937 mm,与实心构件相比减少3.5%,说明内钢管的存在增强了构件的变形能力,提高了延性;从图5b)和图5d)可见,再生混凝土中玻化微珠掺量从80%增至100%时,核心混凝土单轴抗压强度有所降低,钢管对核心混凝土的约束作用增强,但试件的整体变形能力并没有表现出强度优势,这可能是由于再生混凝土的弹性模量降低,在荷载作用下核心混凝土变形较大,而使试件组合作用减小,局部鼓曲增多,轴向位移由1.908 mm增大到1.937 mm,相比增加1.5%。
3.3极限承载力
承载力ANSYS计算值见表2,结果表明,随着再生混凝土中玻化微珠掺量的增加,试件的极限承载力呈降低趋势;当空心率相同时,试件的极限承载力随着宽厚比的增大而显著提升;当构件的宽厚比一致时,空心构件虽减少了混凝土的用量,但由于内钢管的存在,承载力较实心构件提高约2%,在减轻自重的同时,增强了构件的抗震性能。
4结语
1)当煅烧硅藻土掺量为3%时,玻化微珠掺量为100%的试块抗压强度可达32.12 MPa,密度仅为1 936 kg/m3;2)当空心率相同时,随着钢管宽厚比的增大,构件极限承载力显著提升,但局部鼓曲显著,延性降低,在达到极限承载力时的轴向位移相比增加8.4%;当宽厚比一致时,空心构件虽减少了混凝土的用量,但由于内钢管的设置,应力分布更加均匀,承载力较实心构件提高约2%,在达到极限承载力时的轴向位移与实心构件相比减少3.5%,在减轻自重的同时,增强了构件承载力、延性和抗震性能。
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