型钢混凝土柱

型钢混凝土柱（共9篇）

型钢混凝土柱 篇1

1 引言

钢筋混凝土结构已经发展了上百年, 而钢筋混凝土柱构件仍然在大量的工业与民用建筑中被广泛使用。随着我国经济建设的快速发展, 建筑物的高度和跨度不断增加, 传统的钢筋混凝土结构已经不能适应现代建筑结构体系发展的需要。比如2011年深圳大运会会馆建设已不再是以钢筋混凝土结构为主, 其建筑结构形式整体上是大跨度大空间的钢结构网架或是钢与混凝土组合结构。再如天津滨海新区, 其民用建筑均为高层结构, 采用的主要承重构件已不再是简单的钢筋混凝土柱, 而大多是采用型钢柱或者钢管混凝土柱。型钢柱和钢管混凝土柱具有承载力高、刚度大、抗震性能好等优点。

2 基本工作原理及受力特点

2.1 钢筋混凝土柱

钢筋混凝土柱是由钢筋和混凝土两种不同的材料组成的, 是房屋、桥梁、水工等各种工程结构中最基本的承重构件, 如图1所示。钢筋混凝土柱的配筋由纵向钢筋和箍筋组成, 如图2所示。纵向受力钢筋的数量是根据强度计算决定。箍筋的作用是连接纵向钢筋形成钢筋骨架, 作为纵筋的支点, 减少纵向钢筋的纵向弯曲变形, 承受柱的剪力, 使柱截面核心内的混凝土受到横向约束而提高承载能力, 因此箍筋的间距不宜过大。在应力复杂和应力集中的部位及配筋构造上的薄弱处, 箍筋还需要加密。

型钢柱就是用钢材制造的柱, 如工字钢、H型钢等, 已在部分民用建筑或大中型厂房中得到广泛应用, 如图3所示。

近年来, 大型的场馆建设、大跨度公共建筑、高层房屋、轻型活动房屋、工作平台、栈桥和支架等大量使用型钢柱。型钢柱按截面形式可分为实腹柱和格构柱, 如图4所示。实腹柱具有整体的截面, 最常用的是工字形截面;格构柱的截面分为两肢或多肢, 各肢间用缀条或缀板连接。型钢柱的受力主要是由强度、刚度和稳定性三方面来控制。型钢柱作为受压构件, 因其材料的高强性, 一般采用较小的壁厚就可以满足要求, 但由此产生的失稳问题不容忽视。

2.3 钢管混凝土柱

钢管混凝土柱是在劲性钢筋混凝土和螺旋钢筋混凝土的基础上演变和发展起来的, 是由混凝土填入钢管内而形成的一种新型组合结构, 如图5、6所示。钢管和混凝土之间的相互作用使钢管内部混凝土的破坏由脆性破坏转变为塑性破坏, 构件的延性性能明显改善, 耗能能力大大提高, 具有优越的抗震性能。

3力学性能比较

3.1 承载能力的比较

钢管混凝柱是由钢管和混凝土共同组成的, 具有较高的承载能力。经过大量的试验分析和计算机数值理论计算, 钢管混凝土柱的承载力高于相应的钢管柱和混凝土柱之和, 真正达到了“1+1>2”的效果。现代建筑高度不断增加, 跨度逐渐增大, 对柱构件的要求越来越高。工程上单纯地采用钢筋混凝土柱, 会使柱的设计截面不断增加, 很容易出现“胖柱肥梁”的现象。如果采用钢管混凝土柱可以大大地减小柱的截面尺寸, 从而减轻自重, 提高柱的承载能力, 而且也有利于抗震。当建筑高度较大时, 采用型钢柱势必会增加柱的高度, 对型钢柱的稳定性提出考验。为了防止型钢柱的整体失稳和局部屈曲, 就必须要增加柱的肋板及支撑构件, 这样钢材的使用量会大大增多, 同时也增加了建筑成本。如果采用钢管混凝土柱会避免用钢量的增加, 又由于钢管内部存在混凝土, 稳定性和承载力与同长度的型钢柱相比有很大的提高。此外, 钢管在核心混凝土的外部, 对混凝土起到了约束的作用, 会增大结构的刚度。

理论分析和工程实践都表明, 与型钢结构相比, 在承载能力和自重相同的情况下, 钢管混凝土结构可节省钢材约50%[1], 焊接工序大大减少;与同条件下的钢筋混凝土柱相比, 钢管混凝土构件的截面面积减少约一半左右, 在室内不会出现柱楞的现象, 满足家居装修的审美要求, 也增大了建筑的有效面积。实际工程中, 如北京国际贸易中心、深圳赛格广场大厦等都采用了钢管混凝土结构, 如图7、8所示。表1为北京国际贸易和深圳赛格广场大厦采用钢管混凝土柱和钢筋混凝土柱构件面积的比较;表2为采用三种类型柱的厂房耗钢量与自重等比较。

3.2 塑性和抗震性能比较

塑性是指在静载作用下的塑性变形能力。钢管混凝土短柱轴心受压试验表明, 试件压缩到原长的2/3, 纵向应变达30%以上时, 试件仍有承载力。剥去钢管后, 内部混凝土虽已有很大的鼓凸褶皱, 但仍保持完整, 并未松散。抗震性能是指在动荷载或地震作用下, 具有良好的延性和吸能性, 在一些建筑中, 钢柱常常要采用很厚的钢板以确保局部稳定性, 如图9所示。

3.3 耐火、防火与防腐蚀性能比较

由于钢管内填有混凝土, 能吸收大量的热能, 因此遭受火灾时管柱截面温度场的分布很不均匀, 增加了柱子的耐火时间, 减慢钢柱的升温速度。并且一旦钢柱屈服, 混凝土可以承受大部分的轴向荷载, 防止结构倒塌。实验统计数据表明, 达到一级耐火3小时要求和钢柱相比可节约防火涂料1/3一2/3甚至更多[2], 随着钢管直径增大, 节约的涂料也越多。钢管中浇注混凝土使钢管的外露面积减少, 受外界气体腐蚀的面积比钢结构少得多, 抗腐和防腐所需费用也比钢结构少[3]。

4 施工工艺比较

钢管混凝土柱的零件较少、焊缝少、构造简单, 柱脚常采用在混凝土基础上预留杯口的插入式柱脚, 因而工厂制造比较简单。同时构件自重较小, 运输和吊装也较容易, 施工很简便。而且钢管混凝土柱采用板材卷制, 板材厚度都不大, 一般在40mm以内, 无论是工厂焊接还是现场进行对接, 都没有什么困难。

5 钢管混凝土存在的问题

5.1 钢管混凝土的本构关系。

由于钢管混凝土力学行为的复杂性, 迄今为止尚未建立起比较完善的本构关系。现有的专家学者虽然对混凝土的弹性、弹塑性和屈服阶段的本构关系进行了概括, 但是大都是以回归公式为主, 对于混凝土本身的本构关系如何选取为最优, 目前还需要继续研究。

5.2 在计算方面, 钢管混凝土有限元计算理论缺乏统一性[4]。

专家学者应用各种计算机辅助软件或者模拟软件计算结果, 各种理论结果没有统一的对比。而每种计算模型各有优缺点, 都会忽略一些实际的参数和因素, 简化模型过程中会考虑很多人为因素, 所以目前应在学术界统一制定一套理论计算或模拟计算方法, 以供工程实际分析使用。

5.3

对钢管混凝土桁架节点与柔性吊杆的疲劳问题的研究还不够, 一些相关的设计规范及制作方法不协调, 影响了实际工程中的质量检验等, 所以亟需解决统一设计规范问题, 以更好地为实践服务。

6 结语

通过上述几方面的分析, 与钢筋混凝土柱和型钢柱相比, 钢管混凝土柱的优越性一目了然, 但也是相对年轻不成熟的结构, 只有加强它自身的理论计算和设计规范的统一, 这种新型结构形式才能茁壮成长起来。就目前来说, 它具有高强、高性能的构件形式, 也是一种高效的施工技术。随着人们对现代建筑结构形式不断提出新的要求, 钢管混凝土结构或构件愈来愈受到工程界及工程技术人员的青睐。相信随着经济突飞猛进的增长及建筑产业化集群的发展, 人们对钢管混凝柱的研究会越来越多, 钢管混凝柱会不断地被应用到各建筑领域之中, 这类结构相关技术终究会被人们逐渐完善和掌握, 从而更好地为人类服务。

参考文献

[1]蔡绍怀.现代钢管混凝土结构[M].北京:人民交通出版社, 2003, 3.

[2]钟善桐.钢管混凝土结构 (第三版) [M].北京:清华大学出版社, 2003, 8.

[3]韩林海.钢管混凝土柱耐火性能和抗火设计的特点[J].安全与环境学报, 2001, 1 (4) .

[4]熊峰, 等.钢管混凝土拱结构计算的矩阵位移法[J].西安交通大学学报, 2002 (5) :480-483.

型钢混凝土柱 篇2

12032工作面即将回采至停采线位置，为保证该工作面安全、顺利结束，现制定12032回采工作面收尾放顶安全技术措施如下：

一、概况： 1、12032回采工作面全长145米，倾角5°—15°，平均10°，采用2.6米∏型钢梁配合单体液压支柱对棚支护，棚距0.6米，排距1.2米。

二、组织措施：

12032回采工作面下段收尾放顶期间，公司成立跟班领导小组： 组 长：生产副总

副组长：安全副总、机电副总、总工程师

成 员：生产部、机电部、通防部、调度室、安监部五部室部长（主任）及区队队长、支书

领导小组成员必须现场跟班，发现问题立即处理，作到班班有领导跟班，直至工作面收尾放顶结束。

跟班安排：按照《12032回采工作面收尾放顶领导跟班表》的安排执行（由生产调度室负责安排）。

收尾放顶期间，除按照跟班安排表进行跟班外，每班还必须有队长或副队长在现场跟班，一定要跟班到位。

三、工作面结束方法： 1、12032工作面结束时，控顶距缩小到最小控顶距2.6米后再将主梁向前窜300mm。

2、收尾放顶前，二采队要将工作面及下平巷刮板运输机全部拆除并外运。

3、收尾放顶前，将12032工作面浮煤清净，刮板输送机、开关、管线等材料设备全部运出工作面，保证工作面高度1.8米。

4、收尾放顶前，必须用抬棚、点柱维护12032工作面上、下安全口，并设专人管理后路，确保后路安全畅通。

5、收尾放顶前，二采队必须准备好备用护顶木料100根，木料长2米，小头直径不小于16cm，在后路宽敞处堆放整齐。

6、收尾放顶前，二采队准备好四台风机，并按指定位置安装好。局扇必须能自动倒台且实现三专两闭锁，以供收尾放顶期间供风需要。风机为5.5KW，风筒直径500mm，风筒出风口距回柱放顶地点不得超过5m。

7、通风区负责准备好风筒、点出风机的安装位置及风筒穿过风门的方法。

8、回柱放顶分两段进行，○1由12032工作面距下安全口30 m处开始向上进行放顶；2当上段回柱放顶超过15m后，下段再开始进行回柱放顶；○3工作面下安全口及二部溜子机头大棚回撤时，要先在长梁中间套上木○棚，然再回撤长梁。○4放顶顺序要求先回靠近老塘的一根柱，再回靠近煤壁的一根柱，必须坚持逐棚逐根进行，直到将12032工作面全部回收完毕。

9、要认真管理好材料、设备，不准埋压或丢失，搬运时严防损坏。10、12032工作面应回收的支架全部回完后，不用的顺槽也要全部回收，最后要在12032工作面上、下顺槽外口的地方打上永久密闭。

四、现场管理：

1、项目负责人：队长

2、安全负责人：当班安全副队长

3、安全负责人职责：负责当班的安全生产及本措施的落实。

4、安全重点：防止冒顶。

五、安全技术措施：

1、收尾放顶前，对工作面所有不合格支架进行修复，采取点柱、抬棚等临时支护且确保工作面所有支架棚棚合格，支护牢固、可靠，迎山有力，顶帮背实罩严，严禁空顶作业。

2、收尾放顶前，必须对工作面全部液压支架进行二次补液，确保支柱压力不低于7MPa。

3、放顶时，部室、队要有领导在现场监督指导，坚决杜绝“三违”，严格按章作业，确保施工安全。

4、放顶顺序必须严格执行由老塘至煤墙的顺序进行。

5、放顶工作必须由有经验的老工人担任，放顶前必须找好退路且保证其畅通无阻。二人一组，一人操作、一人观察顶板及支架周围情况，发现问题及时处理，严禁单人操作，放顶前要挂好挡矸帘。

6、每次施工前，首先由当班安全负责人负责对本班施工地点的安全状况作全面检查，包括顶板、支架、煤墙、老塘挡矸、支柱压力等，只有在确认安全的情况下，方允许工人进入工作地点。

7、施工期间严格执行敲帮问顶制度，并指定一名有经验的老工人专门观察顶板及支架情况，发现问题立即处理，坚决杜绝事故的发生。

8、回柱放顶时，老塘侧必须联网，煤墙必须罩帮背实，以防老塘与煤墙片帮向工作面窜矸伤人。

9、工作面抬棚距回柱放顶地点不超过3m，严禁提前回抬棚。

10、回柱放顶时，必须坚持逐棚进行，对于回柱放顶困难的地段，先在工作面支架中间套上木棚后再进行回柱放顶，木棚规格为梁长2m，柱长2m，一梁两柱，梁头顶住煤墙，两根柱与煤墙侧两排单体液压支柱相齐，结束后视支护情况确定是否回收木棚。

11、回柱放顶时，窝头最多只能有5个人作业，一人观顶，两人回柱放顶，两人向外搬运柱、梁。

12、回收12032工作面顺槽工字钢棚时，要先在工字钢梁两端打好点柱，再拆除柱腿，最后将梁拆除。必须坚持小拿小取，逐棚进行严禁大拆大卸，防止冒顶发生。

13、施工期间，瓦斯检查员必须严格检查瓦斯浓度，瓦斯浓度≥0.8%，必须立即停止工作，查明原因进行处理，严禁瓦斯超限作业。

14、工作面有冒顶、来压征兆时，严禁工作，必须将所有人员撤离工作面，待顶板稳定确认安全后，方准人员进入。

15、回收的设备、支架必须及时外运，严禁在后路堆积。回撤路线：

16、工作面回柱放顶期间，严禁使用皮带向外冲运物料。

17、上、下顺槽口存放的柱、梁要及时装罐或排车外运，每车不得超过25根，上、下顺槽口柱、梁存放量不得超过一罐。

18、在轨道坡运输柱、梁时，要严格执行“开车不行人，行人不开车”和正确使用“一坡三档”装置，将柱梁与排车用8号铁丝捆绑牢固，排车下方使用金属网罩严并用8号铁丝与排车捆绑牢固，防止柱梁滑落伤人。

19、轨道外运柱梁之前，运送设备的绞车、挡车器、保险杠、绞车钢丝绳及连接装置，要由运输队派专人进行详细检查。

20、使用12采区轨道坡绞车外运柱梁时，12采区轨道禁止有人，并有专人看守，坚持一车一勾，专人要在各叉口看守，此项工作由梁相吉负责。

21、绞车司机、信号工、把钩工应由经验丰富且由操作证的工人操作，外运前要对绞车、钢丝绳、信号等进行试验并确保安全运行，并做持证上岗。22、12采区轨道下山外运柱梁时要由负责人检查捆绑情况，确认外运时不会脱落后在运送，运输队把钩工负责检查捆绑情况，不合格不准外运。

23、收尾放顶期间，跟班领导对施工地点进行监督指导，检查措施的执行情况，发现问题及时处理，确保安全施工。

24、所有在该地区施工人员必须认真学习本措施并签名备查。此措施未尽事宜，严格按《煤矿安全规程》及《12032工作面回采作业规程》有关规定执行。

编制：侯伟峰

生产技术部 2010年8月23日

重点摘要： 1、12032回采工作面全长145米，倾角5°—15°，平均10°，采用2.6米∏型钢梁配合单体液压支柱对棚支护，棚距0.6米，排距1.2米。2、12032工作面结束时，控顶距缩小到最小控顶距2.6米后再将主梁向前窜300mm。

3、收尾放顶前，二采队要将工作面及下平巷刮板运输机全部拆除并外运。

4、收尾放顶前，将12032工作面浮煤清净，刮板输送机、开关、管线等材料设备全部运出工作面，保证工作面高度1.8米。

5、收尾放顶前，必须用抬棚、点柱维护12032工作面上、下安全口，并设专人管理后路，确保后路安全畅通。

6、收尾放顶前，二采队必须准备好备用护顶木料100根，木料长2米，小头直径不小于16cm，在后路宽敞处堆放整齐。

7、收尾放顶前，二采队准备好四台风机，并按指定位置安装好。局扇必须能自动倒台且实现三专两闭锁，以供收尾放顶期间供风需要。风机为5.5KW，风筒直径500mm，风筒出风口距回柱放顶地点不得超过5m。

8、通风区负责准备好风筒、点出风机的安装位置及风筒穿过风门的方法。

型钢混凝土柱 篇3

关键词：型钢混凝土；转换层；延性；耗能能力

中图分类号：TU398 文献标志码：A 文章编号：16744764（2012）05010207

SRCRC豎向混合结构是底部楼层采用型钢混凝土（SRC）结构，上部楼层采用钢筋混凝土（RC）结构的特殊转换结构形式。SRCRC竖向混合结构在充分利用型钢混凝土柱良好的承载能力和变形能力、充分发挥其良好抗震性能的同时，可以避免在建筑物底部楼层出现短柱，并且不会大幅度增加建设投资，较完全采用SRC结构具有更好的经济效益，是一种具有较大发展和应用前景的新型结构形式[16]。SRCRC竖向混合结构本质上属于竖向不规则结构，为了更好地衔接下部的SRC柱和上部的RC柱，减小强度和刚度的突变，避免出现明显的薄弱层，可以将最上面一层SRC柱的型钢向相邻上层延伸一定高度，形成一种特殊的转换构件，即SRCRC转换柱，也可简称为转换柱。转换柱具有较强的实用性，在日本已有学者对其进行试验研究[712]，这对于分析和理解转换柱的抗震性能起到了积极的推动作用，但是由于每次试验的试件数量有限，仅侧重于个别参数对受力性能的影响，因此全面的试验研究和深入的理论分析亟待进行。由于型钢仅局部存在于转换柱的中下部，这种特殊的型钢存在方式对构件的抗震性能存在怎样的影响是众多学者普遍关心的问题，型钢在转换柱中的延伸高度成为了研究与分析的核心和重点。〖=D（〗 伍 凯，等：SRCRC转换柱型钢延伸高度的试验与研究〖=〗

笔者通过12根1/3比例的转换柱试件的低周反复荷载试验，对转换柱的基本力学行为进行了研究，分析了型钢延伸高度对转换柱破坏形态，以及位移延性系数、承载力、强度退化率、等效粘滞阻尼系数等基本抗震性能的影响。并以1根钢筋混凝土柱作为对比试件，用于对比分析钢筋混凝土柱与转换柱力学性能的差异。试验结果与分析研究可为转换柱的合理设计及SRCRC竖向混合结构的推广与应用提供数据与参考。1 试验概况

完成了12根转换柱试件和1根RC柱对比试件的低周反复荷载试验，研究并分析了具有不同型钢延伸高度转换柱试件的抗震性能。试件截面尺寸为220 mm×160 mm，剪跨比λ=L/（2h0）=2.5，L为试件高度，h0为截面的有效高度。图1给出了转换柱试件的钢骨架图：纵筋采用4根16 mm的HRB 335纵筋，配筋率为2.28%；转换柱试件分别配置了10号或14号Q235工字型钢，配钢率分别为4.08%和6.11%；箍筋为6.5 mm的HPB 235光圆钢筋，箍筋间距为96 mm（体积配箍率为0.96%），箍筋加密区的箍筋间距为48 mm（体积配箍率为192%）。采用商品混凝土进行试件浇筑，实测混凝土150 mm立方体抗压强度平均值为59.1 MPa。

通过分析与研究国外研究资料，型钢延伸高度达到2/5倍的柱高时型钢基本可以达到受弯屈服的状态，笔者试验以此值作为转换柱中型钢延伸高度的最小值。为了研究型钢延伸高度对转换柱抗震性能的影响，12根转换柱试件的型钢延伸高度分别取为2/5、3/5、4/5倍的柱高。表1给出了各试件的设计参数。轴压比n=N / （fc·A），fc为混凝土轴心抗压强度，N为轴向压力，A为截面面积。轴压比为0.4的试件，柱顶施加的轴压力约为460 kN；轴压比为0.2的试件，柱顶施加的轴压力约为230 kN。更详尽的试验信息可参看文献[13]。

2 破坏形态与配箍方式

SRC柱在低周反复荷载作用下，型钢与混凝土存在剪力分配的问题，两者的剪力分配在节点区域基本上已经完成。转换柱由于型钢仅仅局部存在于柱的中下部，型钢与混凝土之间的共同工作必须依靠两者在柱身范围内的相互挤压完成，通过挤压混凝土将部分剪力传递给型钢。型钢与混凝土之间的相互挤压是两者达到共同工作的基础，也是导致转换柱内力传递畸变的诱因。内力传递的畸变导致转换柱出现如图2（a）、（b）所示、类似于RC短柱的剪切破坏。图3给出了试件SRC42N的箍筋在位移为Δy、2Δy、3Δy时的箍筋应变：最大荷载前，各位置箍筋应变较小；达到最大荷载后，临界剪切裂缝出现，钢筋混凝土部分箍筋的应变值突然产生巨幅增涨，箍筋在很短的时间内进入屈服阶段并丧失对裂缝的约束作用，无法起到改善抗震性能和提高耗能能力的作用。

为了防止此类剪切破坏的产生，除试件SRC42N、试件S42N，以及钢筋混凝土柱对比试件RC

3 基本抗震性能分析

3.1 无量纲骨架曲线

图4为具有不同型钢延伸高度转换柱的无量纲骨架曲线，横轴为柱顶水平侧移与屈服侧移的比值，纵轴为水平荷载与屈服荷载的比值。通过对比分析可以发现：

1）最大荷载与屈服荷载的比值约为1.2，最大荷载对应的位移约为屈服位移的2倍。

2）在弹性阶段，型钢延伸高度对侧移刚度影响甚微。

3）延伸高度系数为0.6的试件具有最佳的屈服后变形能力，骨架曲线的下降段最为平缓。

4）轴压比越高、型钢在转换柱中延伸的越高，骨架曲线的下降段越陡峭。

3.2 延性

nlc202309032322

图5给出了转换柱试件位移延性系数μ随型钢延伸高度的变化情况：随着型钢延伸高度的增加，转换柱的位移延性系数呈现出先升后降的规律，型钢延伸高度系数ξ=0.6时位移延性系数达到最大值，这种规律不受轴压比、型钢配钢率等因素的影响。与SRC柱及RC柱一样，轴压比依然是影响转换柱延性的重要因素，轴压比较大的试件延性较差[1417]。型钢延伸高度对位移延性系数的影响程度受到轴压比的影响：轴压比较小时，型钢延伸高度的影响较为明显；随着轴压比的增大，型钢延伸高度的影响逐渐减弱，位移延性系数相对稳定。

中国目前正在使用的行业标准《型钢混凝土组合结构技术规程》（JGJ 138-2001）[18]中强调了SRCRC竖向混合结构中应设置竖向过渡层，以减小上、下层的强度和刚度的突变，并给出了如下规定：

1）从设计计算上确定某层柱可由型钢混凝土柱改为钢筋混凝土柱时，下部型钢混凝土柱中的型钢应向上延伸1层或2层作为过渡层，过渡层柱中的型钢截面尺寸可根据梁的具体配筋情况适当变化，过渡层柱的纵向钢筋配置应按鋼筋混土柱计算且箍筋应沿柱全高加密。

2）结构过渡层内的型钢应设置栓钉，栓钉的直径不应小于19 mm，栓钉的水平及竖向间距不宜大于200 mm，栓钉至型钢钢板边缘距离不宜小于50 mm。

从此次试验的结果分析，如此规定值得商榷：首先，上述过渡方式无异于增加1层或2层SRC层，在增加建设成本的同时，还可能导致薄弱层向上转移，并没有解决此类转换结构的根本问题；其次，试验结果显示型钢的延伸高度并非“越高越好”，应该存在一个最佳的合理延伸高度，保证转换柱具有更好的延性和变形能力，实现刚度和强度的合理过渡。从受力的角度分析，型钢的截断位置应选择在受力较小的部位，反弯点是合理的位置。由于型钢局部存在于转换柱的中下部，因此反弯点大约位于0.6倍的柱高处。故3/5倍的柱高应为型钢的合理延伸高度，试验结果表明此时试件的位移延性系数达到最大值。

3.3 承载能力

图6给出了型钢延伸高度对承载能力的影响，图6（a）反映了本次试验结果，图6（b）为文献[6]与文献[9]的试验结果（构件S1200的延伸高度系数ξ=1.0，指型钢延伸至梁的底面，并非型钢混凝土柱对比试件），试验结果表明型钢延伸高度对承载能力影响甚微。对于剪跨比较大的转换柱构件，型钢参与工作的程度和型钢抗弯能力发挥的程度是决定承载力的主要因素之一，型钢延伸高度达到2/5倍的柱高就可以保证柱底型钢达到屈服，因此型钢高度的继续增加对承载能力影响不大；对于剪跨比较小的构件，型钢的延伸高度对承载能力的影响同样有限，λ=1.5与λ=2.0试件中延伸高度最小试件与延伸高度最大试件的承载能力相差仅为10%左右。

3.4 强度退化率

强度退化率是指位移控制阶段中，每级位移下强度的退化速率，反映了构件在一定的变形下，强度随荷载反复次数增加的降低特性。在位移控制阶段，每级加载中位移保持恒定，因此割线刚度和强度具有相同的退化率。

表2给出了所有试件在位移控制阶段各级位移下的退化率，退化率的大小按式（1）计算。强度退化率越小，试件承受反复荷载的能力越差，强度损失的越多。

型钢延伸高度的增加使试件最后一级位移的强度退化率减小，说明在加载过程中强度的损失速率越来越迅速，强度的稳定性越来越差。粘结裂缝及剪切斜裂缝的出现及发展是造成强度退化的主要因素。随着型钢延伸高度的增加，型钢与混凝土之间的粘结问题越来越突出，粘结裂缝的发展更为充分。当延伸高度达到4/5倍的柱高时，试件的破坏方式已经以粘结破坏为主。粘结裂缝的不稳定发展不但导致粘结破坏，而且使强度的稳定性越来越差，试件的强度退化率越来越小。对于箍筋设置较少的试件SRC42N及S42N，虽然型钢延伸高度较小，但由于箍筋数量稀少、无法有效限制剪切斜裂缝的发展，因此大范围剪切裂缝的出现与扩展依然使试件的强度退化现象非常严重，同级位移的3个循环中强度损失可高达46%。

3.5 耗能能力

耗能能力是衡量构件抗震性能的主要指标之一，常采用等效粘滞阻尼系数he表示，图7给出了he与型钢延伸高度相关曲线，he随型钢延伸高度增长而增大。转换柱的耗能能力主要来自3个方面：混凝土剪切裂缝的出现与发展；钢与混凝土之间粘结裂缝的出现与发展；横截面转动及混凝土、钢筋、型钢的损伤与塑性发展。由于剪切裂缝与粘结裂缝的发展会导致强度和刚度迅速衰减、“捏拢”现象增强，影响了试件承受反复荷载的能力，因此横截面及塑性铰的转动是较合理的耗能方式。

随着型钢延伸高度的增大，上述3个方面所产生的能量消耗呈动态的平衡关系。型钢延伸高度较小时，型钢与混凝土之间的粘结作用较为可靠，粘结裂缝较少，由粘结裂缝的出现与发展而导致的能量消耗非常有限，此时剪切裂缝发展较为充分，是能量消耗的主要方式之一，而横截面转动产生的能量消耗与试件的极限侧移有关，侧移越大、耗能越多。因此对于箍筋数量稀少、剪切裂缝发展较充分，而型钢延伸高度较小的试件SRC42N，耗能主要依靠剪切裂缝的发展，等效粘滞阻尼系数较小。当型钢延伸高度较大时，型钢与混凝土之间的粘结裂缝发展较为充分，由此产生的能量消耗是耗能的主要方式，此时剪切裂缝的分布较为集中，发展相对有限。

除了型钢延伸高度以外，配钢率与轴压比也是影响耗能能力的主要因素。轴压比较大的试件，由于轴向压应力较大，剪切裂缝的出现与发展受到一定的约束，于此同时较大的轴压力限制了塑性铰的转动，耗能主要依靠粘结裂缝的发展及由此产生的混凝土损伤。由试验可知，配钢率较小试件剪切裂缝与粘结裂缝的发展有限，耗能主要依靠柱顶部和底部截面塑性铰的转动。对于具有较小型钢截面的转换柱试件，下部的SRC截面可以较早的进入屈服状态，截面的塑性转动更为充分，相关试件表现出了更好的耗能能力。

综合而言，影响转换柱试件耗能能力的因素较多，且各因素之间尚有耦合关系。仅从型钢延伸高度方面研究，3/5倍的柱高较为合理，此时试件的耗能能力较好且刚度和强度均保持了一定的稳定性。型钢延伸高度过大时，虽然等效粘滞阻尼系数较大，但由于刚度和强度已有大幅度的退化，构件的适用性已经相对较低，此时的耗能能力可利用率较小。

nlc202309032322

4 结 论

1）完成了12根转换柱试件和1根RC柱对比试件的低周反复荷载试验，研究并分析了具有不同型钢延伸高度转换柱试件的抗震性能。转换柱的最大荷载与屈服荷载的比值约为1.2，最大荷载对应的位移约为屈服位移的2倍。延伸高度系数为0.6的试件具有最佳的屈服后变形能力，骨架曲线的下降段最为平缓。

2）随着型钢延伸高度的增加，转换柱的位移延性系数呈现出先升后降的规律，型钢延伸高度系数ξ=0.6时位移延性系数达到最大值。型钢延伸高度对位移延性系数的影响程度受到轴压比的影响：轴压比较小时，型钢延伸高度的影响较为明显；随着轴压比的增大，型钢延伸高度的影响逐渐减弱，位移延性系数相对稳定。而型钢延伸高度对转换柱承载能力影响甚微。

3）随着型钢延伸高度的增加，转换柱在加载过程中强度的损失越来越迅速，强度的稳定性越来越差。粘结裂缝及剪切斜裂缝的出现及发展是造成强度退化的主要因素。

4）转换柱的耗能能力主要来自3个方面：混凝土剪切裂缝的出现与发展；钢与混凝土之间粘结裂缝的出现与发展；横截面转动及混凝土、钢筋、型钢的损伤与塑性发展。随着型钢延伸高度的增大，这3个方面所产生的能量消耗呈动态的平衡关系。3/5倍的柱高是较为合理的型钢延伸高度，此时试件的耗能能力较好且刚度和强度均保持了一定的稳定性。

参考文献：

[1]赵鸿铁.钢与混凝土组合结构[M]. 北京：科学出版社，2001.

[2]薛建阳. 钢与混凝土组合结构设计原理[M]. 北京：科学出版社，2010.

[3]王培军，李国强. 火灾下轴心受压H型截面约束钢柱整体稳定设计[J]. 土木建筑与环境工程，2009，31（4）：3136.

WANG Peijun， LI Guoqiang. Overall stability design of restrained Hsection steel columns under axial load in fire[J]. Journal of Civil， Architectural & Environmental Engineering，2009，31（4）：3136.

[4]杨涛，张喜德. T形截面钢骨混凝土异形柱框架抗震性能[J]. 土木建筑与环境工程， 2009， 31（2）： 3337.

YANG Tao，ZHANG Xide. Research on seismic behavior of frame with Tshaped SRC columns[J]. Journal of Civil， Architectural & Environmental Engineering， 2009，31（2）：3337.

[5]戴国亮，蒋永生，傅传国，等. 高层型钢混凝土底部大空间转换层结构性能研究[J]. 土木工程学报，2003，36（4）：2432.

DAI Guoliang， JIANG Yongsheng， FU Chuanguo，et al. Experimental study on aseismic behaviors of transfer story with steel reinforced concrete in low stories of large space[J]. China Civil Engineering Journal，2003，36（4）：2532.

[6]李红，马洪宝，潘皓. T型钢与混凝土粘结强度的试验研究[J]. 西安建筑科技大学学报：自然科学版，2008，40（3）：307311.

LI Hong， MA Hongbao， PAN Hao. Investigation on the bond strength between steel and concrete in SRC structures[J]. Journal of Xi’an University of Architecture and Technology：Nature Science Edition， 2008，40（3）：307311.

[7]西村泰志，岡本昌泰，馬場望. RC部材とSRC部材が直列的に結合される接合部の応カ伝達 （その2）[C]//日本建築学会大会学術講演梗概集，東京：日本建築学会，1999：10631064.

Okamoto M， Baba N， Nishimura Y. Stress transfer from reinforced concrete member to steel reinforced concrete member （Part 2）[C]// Summaries of Technical Papers of Annual Meeting，Tokyo：Architectural Institute of Japan， 1999：10631064.

[8]岡本昌泰，馬場望，西村泰志. RC部材とSRC部材が直列的に結合される接合部の応カ伝達 （その3）[C]//日本建築学会大会学術講演梗概集.東京：日本建築学会， 1999：10651066.

Okamoto M， Baba N， Nishimura Y. Stress transfer from reinforced concrete member to steel reinforced concrete member （Part 3）[C]// Summaries of Technical Papers of Annual Meeting，Tokyo： Architectural Institute of Japan， 1999： 10651066.

[9]鈴木英之，西原寛，松崎育弘. 柱高さの途中まで存在する鉄骨がRC柱のせん断性状に及ぼす影響[J]. コンクリ一ト工学年次論文報告集，1999， 21（3）： 577582.

Suzuki H， Nishihara H， Matsuzaki Y. Shear performance of RC columns effected by the shape steel truncated in the midway of the columns[J]. Proceedings of the Japan Concrete Institute，1999， 21（3）：577582.

[10]鈴木英之，西原寛，松崎育弘. SRC造からRC造へ構造形式が切り替わる柱のせん断性状[C]//日本建築学会大会学術講演梗概集，東京：日本建築学会， 1999： 10691070.

Suzuki H， Nishihara H， Matsuzaki Y. Shear performance of the column where structural form changes from SRC to RC[C]// Summaries of Technical Papers of Annual Meeting，Tokyo： Architectural Institute of Japan， 1999. 10691070.

[11]山口美有希，木村潤一，鄭真安，等. SRCRC混合柱部材の骨格曲線モデル[C]//日本建築學会大会学術講演梗概集，東京：日本建築学会， 2004：11771178.

Yamaguchi M， Kimura J， Chung J， et al. Skeleton curve model of SRCRC mixed columns[C]// Summaries of Technical Papers of Annual Meeting，Tokyo： Architectural Institute of Japan， 2004：11771178.

[12]今野修，今泉隆之，山本憲一郎，等. 超高層建筑物における下層階へのSRC構造適用に関する実験的研究， その1 SRC柱の靭性性能に関する実験計画[C]//日本建筑学大会学術講演梗概集，九州，1998：10291030.

型钢混凝土柱 篇4

型钢混凝土柱是指在混凝土柱中配置型钢作为主要受力骨架,同时也配有构造钢筋及少量受力钢筋的结构构件。混凝土中配置型钢以后,混凝土与型钢间具有相互约束作用,一方面混凝土包裹在型钢外侧,在构件达到极限承载能力之后型钢不会发生局部屈曲,另一方面,型钢对核心混凝土也起到一定的约束作用,可以在一定程度上提高混凝土强度。型钢混凝土柱比钢筋混凝土柱承载力要高得多,并且集中配置的型钢比分散配置的钢筋具有更大的刚度,使型钢混凝土柱的刚度显著提高,同时配置型钢使柱具有更好的延性。而混凝土中配置的钢筋可以使型钢和混凝土较好地协调变形,共同工作,从而保证型钢的塑性变形能力得以充分发挥。从上述分析可以看出,型钢混凝土柱的结构性能,基本上属于钢筋混凝土结构范畴。对于钢管混凝土柱(这里主要是指圆钢管混凝土柱)是将混凝土填入薄壁圆形钢管内形成的组合结构构件。大家知道,混凝土是复杂的非均匀体材料,其非均匀性是因为砂浆与骨料之间存在大量微裂缝,承受轴向压力时,会使微裂缝扩展进而相互连通,使混凝土分成若干与轴向压力方向大致平行的微柱,混凝土破坏就是由于微柱失稳或折断造成的。外套圆钢管则能提供侧向压力,使混凝土微裂缝的发展受到限制,只有在更高的压力下才会发生破坏,其结果表现为混凝土抗压强度和变形能力的提高。钢材基本属于各向同性材料,薄壁钢材在压力作用下容易发生失稳破坏,内填混凝土,可以使混凝土对钢管壁起到平面外的支撑作用,从而能够减缓钢管壁的屈曲。

综上所述,钢管混凝土工作的基本原理为利用钢管对受压混凝土施加侧向约束,使混凝土处于三向受力的应力状态,延缓了混凝土纵向微裂的产生和发展,从而提高核心混凝土的抗压强度和压缩变形能力;利用钢管内填充的混凝土的支撑作用,增强钢管管壁的稳定性,改变钢管的失稳模态,从而提高钢管混凝土承载能力。从二者的工作原理可以看出,两种钢—混凝土组合形式都能使钢与混凝土共同工作,提高构件的承载能力,但二者使钢和混凝土共同工作的原理并不相同,这就使得二者在计算方法上存在着较大差异。

型钢混凝土柱其正截面偏心受压承载力计算的基本假定包括:截面应变保持平面;不考虑混凝土的抗拉强度;受压边缘混凝土极限压应变εcu取0.003,相应的最大压应力取混凝土轴心抗压强度设计值fc,受压区应力图形简化为等效的矩形应力图,其高度按平截面假定的中和轴高度乘以系数0.8,矩形应力图的应力取混凝土轴心抗压强度设计值,型钢腹板的应力图形为拉、压梯形应力图形。设计计算时,简化为等效矩形应力图形;钢筋应力取值等于钢筋应变与其弹性模量的乘积,但不大于其强度设计值,受拉钢筋和型钢受拉翼缘的极限拉应变εcu取0.01。我国相应规程以基本假定为基础,采用极限平衡方法,并将型钢腹板应力图形简化为拉、压矩形应力图形,同时参照钢筋混凝土偏压承载力公式中的相关参数,给出简化计算方法。在钢管混凝土柱承载力计算中引用了套箍指标,套箍指标是反映钢管混凝土柱组合作用和受力性能的重要参数θ=As×fs/fc×Ac,θ宜限制在0.3～3之间,下限0.3是为了防止钢管对混凝土的约束作用不足而引起脆性破坏,上限3是为了防止因混凝土强度等级过低而使结构在使用荷载下产生塑性变形。实验表明,当套箍指标满足0.3≤θ≤3时,钢筋混凝土构件在正常使用条件下处于弹性工作阶段,并且在达到极限荷载后仍具有足够的延性。同时为充分发挥钢管混凝土柱抗压承载力高的优势,防止失稳引起承载力降低过多和大偏心受弯的情况,还应限制钢管混凝土柱的长细比L/D≤20,轴压力的偏心率e0/rc≤1。在我国相应规程中,钢管混凝土柱的轴向受压承载力计算N≤1eN0中,1为考虑长细比影响的承载力折减系数,e为考虑偏心率影响的承载力折减系数。型钢混凝土柱需要限制轴压比以保证其具有较好延性和耗能能力。型钢混凝土柱的轴压比按N/(fc×Ac+fa×Aa)计算。而钢管混凝土柱在θ≥0.9时,其应力—应变曲线没有出现下降段,且作为压弯构件取轴压比等于1时,仍具有一定抗弯能力,因此此时可不必控制轴压比。由以上分析可以看出,型钢混凝土柱的计算近似于钢筋混凝土的计算方法,而钢管混凝土柱则是根据外套钢管的约束情况来计算混凝土的受力性能,二者计算方法截然不同。在实际工程中应该区别对待,认真对比以达到最佳的结构合理性和经济指标。

根据以上讨论的型钢混凝土柱与钢管混凝土柱的工作原理和计算方法的不同,我们可以大致了解二者在实际应用中各自存在的优缺点。型钢混凝土柱与纯钢结构柱相比,外包的混凝土可以阻止其中型钢的局部屈曲,并能显著改善型钢的平面外扭转屈曲性能,使钢骨的钢材强度得以充分发挥,节省钢材50%以上;具有更大的刚度和阻尼比,有利于控制风或地震下高楼结构的变形和风加速度;外包混凝土大大提高了结构的耐久性和耐火性。与纯钢钢筋混凝土结构柱相比,柱的受压受剪和压弯承载力大幅度提高;柱的截面面积减小约50%;框架梁—柱节点的抗震性能得到显著改善;低周往复荷载下的构件滞回特性、耗能容量以及构件的延性均有较大幅度提高;可以利用构件中的钢骨承担施工阶段荷载,并可将构件模板悬挂在钢骨上,实现多个楼层同时进行灌浇混凝土等作业,加快施工进度。型钢混凝土的缺点是既要求进行钢结构的制作和安装,又要求支模板、绑扎钢筋和浇筑混凝土,施工工序增多,增大施工组织的难度。钢管混凝土柱的优点十分明显;由于钢管对内填混凝土的约束作用,使混凝土处于三向受力状态,抗压强度提高1倍以上,内填混凝土反过来又阻止薄壁钢管受压时的局部屈曲,使钢管的抗压强度得以充分发挥,同时与钢筋混凝土柱比较抗剪强度和抗扭承载力也几乎提高1倍;提高了内填混凝土的标准抗压强度,取得了高强混凝土的效果,且避免了高强混凝土(>C60)的不易配制,高配筋率,延性系数小及脆性破坏状态等缺点;钢管混凝土柱与钢筋混凝土柱相比,由于受压承载力高,且不必限制限压比,柱的截面尺寸可减小50%以上,与型钢混凝土柱相比,由于型钢混凝土柱的受压承载力几乎是钢管及内填混凝土单独承载力之和的2倍,故截面面积也可减小很多;钢管内的混凝土由于钢管的套箍作用,受压时的脆性破坏转变为延性破坏,当θ≥0.9时,在往复水平荷载作用下,具有极好的延性,延性系数值很大;由于采用薄壁钢管,避免了使用厚钢板的加工制作和对接焊接;钢管内填满混凝土,能吸收大量热能,延长柱的耐火时间,节省防火涂料。缺点是钢管混凝土柱竖向压缩变形大,在高层建筑中有不利影响;连接节点相对型钢混凝土要复杂一些;施工过程中钢管内的混凝土往往滞后于楼板混凝土的浇筑,因此应根据施工阶段的荷载验算空钢管的强度和稳定性,控制钢管的初始压应力。在设计中,应该针对实际情况充分发挥两者的优点,尽量避免其缺点,才能使这两种结构形式的特点真正体现出来,才能有效地实现设计意图。

经过比较,能够更深刻认识到型钢混凝土柱和钢管混凝土柱这两种钢—混凝土组合构件的特点,从而更好地将其利用到相应的结构体系中去,使之与其他构件一起在整个结构体系中更好地共同工作。我们相信,随着研究的深入,这两种结构形式一定会在更多领域发挥更大的作用。

摘要：比较了型钢混凝土柱和钢管混凝土柱的工作原理和计算方法,分析了实际应用中各自的优缺点,指出在实际设计中应充分发挥两者的优点,使这两种结构形式的特点真正体现出来,更有效地实现设计意图。

关键词：型钢混凝土柱,钢管混凝土柱,结构设计

参考文献

[1]JGJ 138-2001,型钢混凝土组合结构技术规程[S].

[2]刘大海,杨翠如.型钢钢管混凝土高楼计算和构造[M].北京:中国建筑工业出版社,2003.

[3]聂建国,樊健生.钢与混凝土组合结构设计指导与实例精选[M].北京:中国建筑工业出版社,2008.

型钢混凝土柱 篇5

型钢混凝土 (SRC) 结构是把型钢 (S) 置入钢筋混凝土 (RC) 中, 使型钢、钢筋 (纵筋和箍筋) 、混凝土三种材料元件协同工作以抵抗各种外部作用效应的一种结构。SRC结构节点的形式通常有:SRC梁-SRC柱的节点, 钢梁-SRC柱节点, RC梁-SRC柱节点。型钢混凝土结构以其独特的优点成为一种有发展前途的新型结构形式, 已被学术研究和工程界所关注和重视。本文针对钢梁-SRC柱节点, 利用有限元分析软件ANSYS, 考虑材料非线性和几何非线性, 对中柱节点和边柱节点进行低周反复荷载作用以及不同轴压比下有限元分析。通过有限元计算结果, 分析节点混凝土和型钢的应力、应变, 得出钢梁-SRC柱节点三种失效模式:梁铰型、节点核心区剪切型、混合型。

一、SRC节点有限元模型的建立

1. SRC节点构件的设计。

试件模型为3个中柱和1个边柱节点, 试件节点核心区型钢采用柱贯通方式, 并在与梁型钢上下翼缘相平行的柱工字钢腹板两侧各设一道加劲板, 以形成封闭的翼缘框。柱子截面220mm×220mm, 柱中型钢为工16, 纵筋配4根Φ16钢筋, 箍筋配Φ8@100, 梁采用工16型钢。

2. 材料单元选取和参数确定。

(1) 钢筋混凝土单元和型钢单元选取和材料参数。钢筋混凝土SOLID65单元材料参数及型钢SOLID45、SOLID92、SOLID95单元材料参数见表1、表2。

(2) 材料本构模型。混凝土的本构模型采用我国《混凝土结构设计规范》 (GB 50010—2002) , 应力—应变关系曲线见图1。

型钢混凝土结构中的型钢和钢筋可以看做是理想的弹塑性材料, 其本构模型选用理想弹塑性本构模型。型钢和钢筋应力-应变曲线见图2。

(3) 屈服理论的选用。型钢采用了增量理论中的Von Mises模式, 混凝土采用William-Warnke五参数准则。

二、有限元计算结果分析

1. 试件SRC1为中柱节点, 轴压比为0.2, 其计算结果, 分别见图3、图4、图5、图6。

从图3中可知, 钢梁上下翼缘及腹板的大部分已经屈服, 而翼缘框内的大部分区域的Mises压强应力值接近200N/mm2;从图4中可以看出翼缘框内的Mises应变值还处于弹性应变状态。由此可知, 梁端首先达到屈服, 因此试件破坏时梁端首先出现塑性铰, 因此把这种失效模式称为梁铰型。

从图5中可以看出混凝土的主压应力为45.33N/mm2, 超过了混凝土的单轴极限抗压强度35N/mm2, 从图6中可知混凝土的最大压应变为0.003 1, 接近于混凝土的极限压应变0.003 3。

2. 试件SRC2为中柱节点, 轴压比为0.4, 其计算结果, 分别见图7、图8、图9、图10。

从图7中可知, 钢梁上下翼缘及腹板的部分已经屈服, 同时翼缘框内的型钢腹板部分区域也达到屈服;从图8中也可以看出翼缘框内型钢腹板的Mises应变值已经接近屈服应变。由此可知, 梁端和节点核心区同时达到屈服, 因此试件破坏时梁端和节点核心区同时出现塑性铰, 把这种失效模式称为混合型。

从图9中可以看出混凝土的主压应力为46.28N/mm2, 超过了混凝土的单轴极限抗压强度35N/mm2, 从图10中可以看出混凝土的最大压应变为0.004 3, 超过了混凝土的极限压应变0.003 3。

3. 试件SRC3为中柱节点, 轴压力比为0.5的中柱节点, 其计算结果, 分别见图11、图12、图13、及图14。

从图11中可以看出, 梁端钢梁的上下翼缘局部产生屈服, 但是绝大部分还处于弹性状态, 然而翼缘框内型钢腹板的绝大部分区域已经屈服;从图12中也可以看出翼缘框内型钢腹板的Mises应变值绝大部分已经达到屈服应变。由此可知, 试件破坏时主要是节点核心区出现塑性铰, 把这种失效模式称为节点核心区剪切型。

从图13中可以看出混凝土的主压应力为52.59N/mm2, 超过了混凝土的单轴极限抗压强度35N/mm2;从图14中可以看出混凝土的最大压应变为0.005 9, 超过了混凝土的极限压应变0.003 3。

4. 试件SRC4为边柱节点, 轴压比为0.2, 其计算结果, 分别见图15、图16、图17、图18。

从图15中可以看出钢梁上、下翼缘的Mises应力值大部分已经达到屈服。从图16中可知, 尽管梁端大部分已经达到屈服应变值, 但是节点区域的应变值很小, 远达不到屈服应变值。由此可知, 试件破坏的失效模式为梁铰型。

从图17中可以看出混凝土的主压应力为38.30N/mm2, 超过了混凝土的单轴极限抗压强度35N/mm2, 从图18中可以看出混凝土的最大压应变为0.002 0, 刚刚达到混凝土的峰值压应变。

三、结论

通过计算和分析可得出以下结论。

1. 失效模式为梁铰型的构件, 不管是边柱节点还是中柱节点, 节点核心区的应力和应变还处于弹性状态, 型钢腹板的应力和应变远远达不到屈服应力, 由梁端首先达到屈服而失效。

2. 失效模式为节点核心区剪切型的构件, 主要是节点核心区先出现塑性铰, 而梁端总体还未达到屈服。

3. 失效模式为混合型的构件, 梁端和节点核心区同时达到屈服而失效。

4. 从型钢和混凝土单元应力、应变云图中, 可以看出钢梁和混凝土交接处的应力、应变最大, 均达到甚至超过了型钢的极限应力和极限应变, 部分混凝土已经被拉裂和压碎, 这些现象都与实际相符合。

型钢混凝土柱的耐火设计方法 篇6

关键词：型钢混凝土,耐火性能,耐火极限,防火保护措施

1 型钢混凝土结构的耐火性能

型钢混凝土 (SRC) 柱是在混凝土中配置型钢和钢筋而形成的构件, 其典型截面如图1所示。与钢结构相比, SRC结构具有刚度大、耐火性能和抗腐蚀性能好、节约钢材等优点;而与钢筋混凝土结构相比, SRC结构又具有承载力高、抗震性能好、施工快速等优点。因此, 这种组合结构在我国高层和超高层建筑中得到了较多应用, 如上海金茂大厦和环球金融中心、北京京城大厦和香格里拉饭店、深圳发展中心大厦和国贸综合大厦、武汉国家会展中心以及于2009年发生火灾的央视新大楼配楼等。图2为某高层建筑正在施工中的SRC柱。

近年来, 随着建筑物向高层化、大规模化及用途复合化发展, 火灾发生的因素也随之增加, 且建筑火灾潜在的危害性也越来越大。发生于2009年的央视新大楼配楼火灾即为采用SRC结构的高层建筑火灾典型案例, 造成了1名消防员牺牲、7名消防员受伤以及数十亿元的设备损失。因此, 对于高层建筑中的SRC柱也同样存在如何安全合理地进行耐火设计以保证建筑物防火安全的问题。SRC柱相当于在钢柱上外包钢筋混凝土, 由于混凝土良好的隔热作用使其耐火性能大大优于普通钢柱, 因此不需要外涂防火涂料。此外, 外层混凝土的约束作用也抑制了内部型钢在高温下局部屈曲现象的发生。但是, SRC柱的耐火性能和普通钢筋混凝土柱仍有差别。由于型钢的存在, SRC柱的含钢率通常高于钢筋混凝土柱。众所周知, 钢部件在高温下的失效往往是结构构件在火灾下破坏的主要原因, 因此相较于钢筋混凝土, SRC柱的高温下失效机制更具有钢结构的特性。

火灾时, 随着温度的升高, 混凝土保护层很快就达到其高温下抗压强度而使承担的内力向截面内部转移, 之后纵筋由于靠近截面边缘也随即达到了高温下的屈服强度而逐渐退出工作, 随之构件发生内力重分布, 原本由外围钢筋混凝土承担的内力向截面核心区转移, 此时外荷载主要由型钢和核心区混凝土承担。随着温度继续升高, 型钢的材料性能不断劣化而其承担的内力却越来越大, 在型钢翼缘达到高温下的屈服强度后构件很快就达到了破坏状态。因此, SRC柱在高温下的失效机制主要是外围钢筋混凝土的材料劣化使其承担的内力不断向型钢和核心区混凝土转移的过程。与钢筋混凝土柱不同的是, SRC柱在受火后期其外荷载更多地由内部型钢承担, 且随着受火时间的增长, 柱子的承载能力越来越多地取决于其内部型钢在高温下所能承担的外荷载。

清华大学和公安部天津消防研究所合作进行了SRC柱耐火性能的试验研究, 试验结果表明:火灾下型钢和混凝土之间可以较好地共同工作, 二者之间在高温下无显著滑移。外围混凝土较好的隔热性能可明显降低内部型钢的温度, 使型钢不会过早地发生高温下失效而使柱子达到破坏状态, 同时混凝土的约束作用也避免了型钢局部屈曲现象的发生。在火灾荷载比相同的情况下, 截面形式和荷载偏心距对SRC柱耐火极限的影响较小。而火灾荷载比对型钢混凝土柱耐火极限的影响较大, 随着火灾荷载比增大, 柱子的耐火极限会显著降低。此外, 文献[4]的研究结果也表明, 型钢混凝土柱的耐火极限主要和火灾荷载比和截面尺寸有关。构件的耐火极限随着截面尺寸增大而显著提高。这是由于截面尺寸增大使外围混凝土面积增大, 外围混凝土良好的隔热和吸热能力能有效地延缓位于截面内部的型钢和核心区混凝土的温度上升, 从而使柱子在火灾下的承载能力提高。

为了更好地了解实际工程中SRC柱的温度场分布, 笔者基于有限元软件ABAQUS计算了某高层建筑中的SRC柱在国家标准GB/T 9978.1-2008中规定的标准升温曲线下的温度场 (柱截面形式如图1 (b) 所示) 。柱子的截面参数和配筋为:截面边长B=1 400 mm;十字形型钢高度×宽度×翼缘厚度×腹板为1 000 mm×300 mm×35 mm×30 mm;角部纵筋4Φ32;箍筋Φ14@100 mm;型钢保护层厚度为200 mm。图3为该SRC柱受火时间180 min的截面温度场。可见, 对于这种截面尺寸较大的SRC柱, 尽管截面边缘混凝土温度已超过1 000 ℃, 但内部型钢的温度仍然较低 (不超过50 ℃) , 保持了较高的承载能力。为了比较截面尺寸对于SRC柱火灾下温度场的影响, 笔者还计算了一根截面尺寸较小的柱构件, 其截面边长B=700 mm, 而截面含钢率和配筋等均与前述SRC柱相同。图4为型钢翼缘温度随受火时间的变化曲线。可见, 截面尺寸减小一半使型钢翼缘的升温速度显著加快, 受火时间到180 min时截面边长为B=700 mm构件的型钢翼缘温度是边长B=1 400 mm构件的4倍左右。

由以上分析可见, SRC柱在火灾下的力学性能与钢筋混凝土柱和钢柱都有较大区别。因此, SRC柱的耐火设计应该有自己的特点。

2 耐火设计方法

国家规范GB 50016-2006《建筑设计防火规范》 (以下简称“建规”) 和GB 50045-95 (2001) 《高层民用建筑设计防火规范》 (以下简称“高规”) 中给出了钢结构和混凝土结构的耐火设计方法。“建规”中还给出了钢管混凝土结构耐火设计有关规定, 但我国防火规范尚无SRC柱的耐火设计条文。

课题组在总结和分析了国内外有关钢材和混凝土热工性能和热力学性能研究的基础上, 建立了求解构件截面温度场以及耐火极限的有限元分析模型, 并对搜集到的SRC柱耐火极限试验结果进行了验算。采用此理论模型分析了各参数对火灾下型钢混凝土柱承载力的影响规律。参数分析结果表明, 火灾作用下型钢屈服强度、钢筋屈服强度、混凝土强度、截面含钢率、截面配筋率、荷载偏心率和截面高宽比对SRC柱承载力的影响较小, 而截面尺寸 (C) 和柱长细比 (λ) 则是影响火灾下SRC柱承载能力的主要因素。在参数分析的基础上, 推导了火灾下SRC柱承载力的实用计算方法, 并由此得到其耐火极限的简化计算公式。简化公式的计算结果得到了实验结果的验证。表1给出了采用简化公式计算所得的SRC柱在火灾荷载比为0.77时的耐火极限, 可为有关规范修订提供参考。

3 防火保护措施

混凝土在受火时会发生局部剥落的现象。而目前此现象产生的机理仍不十分明晰, 因此无法在耐火设计中加以考虑, 只能采取合理的防火保护措施来减轻混凝土的剥落程度。

文献[11]的研究结果表明, 受火时混凝土的剥落会对构件的性能产生较大影响, 混凝土剥落严重时, 内部钢筋裸露在火焰下, 会造成构件的迅速破坏。而SRC柱在火灾下也会发生混凝土剥落现象。文献[4]在实验中发现, SRC柱在受火过程中其跨中附近区域的混凝土发生了严重的剥落现象, 使筋甚至型钢都直接暴露于火焰中。混凝土剥落是导致构件过早达到耐火极限的重要原因。而课题组进行的SRC柱实验也观察到构件混凝土发生了较为严重的剥落现象。

当混凝土在高温下发生剥落时, 其承担的荷载将转移到内部型钢以及核心区混凝土上, 同时混凝土剥落又会导致型钢直接暴露于火焰中而温度迅速上升, 这样型钢就在内力增大和升温的双重作用下迅速达到其承载能力而失效, 从而使构件发生破坏。此外, 混凝土剥落还会增大柱子的二阶效应, 这也会加速柱子在火灾下的破坏速度。因此, 对于一些关键部位的SRC柱, 如何采用合理的防火保护措施抑制高温下混凝土的剥落现象以保证结构的安全是十分重要的。此外, 课题组在进行SRC梁柱连接节点的耐火极限试验研究中也发现, SRC梁柱节点区在火灾下会发生明显的混凝土保护层剥落现象。而节点区作为整体结构传力机制的关键部位, 其过早破坏可能会使结构有发生坍塌的危险。因此, 对于SRC梁柱节点区域也有必要采取相应的防火保护措施来防止混凝土剥落。

对关键部位的SRC柱以及节点区可采用钢纤维混凝土来代替普通钢管混凝土的防火措施。钢纤维混凝土较高的抗裂强度不仅可以提高构件的耐火极限, 也可以有效地降低混凝土高温下剥落的风险。此外, 在混凝土保护层中增加构造钢丝网也是防止其高温下发生剥落现象的有效措施。

4 结束语

SRC结构已经较为广泛的应用于工程实践中, 但我国“建规”和“高规”中尚未有关于SRC柱的耐火设计方法。笔者在分析SRC柱在火灾下的温度场分布和耐火性能的基础上, 给出了SRC柱的耐火极限表, 并建议了防火保护措施, 可为相关规范的修订提供参考。

参考文献

[1]宋天诣, 韩林海, 经建生.型钢混凝土柱耐火性能的实验研究[C].第四届全国钢结构防火及防腐技术研讨会暨第二届全国钢结构抗火学术交流会, 上海:2007.

[2]宋天诣, 韩林海.组合结构耐火性能研究的部分新进展[J].工程力学, 2008, 25 (增刊II) :230-253.

[3]Yu J T, Lu Z D, Xie Q.Nonlinear analysis of SRC columns subjec-ted to fire[J].Fire Safety Journal.2007, 42 (1) :1-10.

[4]Huang Z F, Tan K H, Phng G H.Axial restraint effects on the fireresistance of composite columns encasing I-section steel[J].Journalof Constructional Steel Research, 2007, 63 (4) :437?447.

[5]GB/T 9978.1-2008, 建筑构件耐火试验方法第1部分:通用要求[S].

[6]GB 50016-2006, 建筑设计防火规范[S].

[7]GB 50045-1995, 高层民用建筑设计防火规范[S].

[8]韩林海, 郑永乾.SRC和RC柱的耐火性能及抗火设计方法[C].第三届全国钢结构防火及防腐技术研讨会暨第一届全国结构抗火学术交流会, 福州.2005.

[9]郑永乾, 韩林海.钢骨混凝土柱的耐火性能和抗火设计方法 (Ⅰ) [J].建筑钢结构进展, 2006, 8 (2) :22-29.

[10]郑永乾, 韩林海.钢骨混凝土柱的耐火性能和抗火设计方法 (II) [J].建筑钢结构进展, 2006, 8 (3) :24-33.

[11]Huang Z H, Burgess I W, Plank R J.Three-dimensional analysisof reinforced concrete beam-column structures in fire[J].Journalof Structural Engineering, ASCE, 2009, 135 (10) :1201-1212.

型钢混凝土异形柱结构的研究进展 篇7

异形柱与传统矩形柱不一样, 它是指截面形状为T形、L形、十形的结构柱[1], 由于设计时异形柱的肢厚一般与墙体厚度等同, 在结构布置上无柱边突出墙面, 为使用功能带来方便, 使房间面积使用率增大。在国内, 混凝土异形柱结构的研究始于二十世纪九十年代[2], 取得丰硕的成果, 并在2006年颁布我国第一版《混凝土异形柱结构技术规程》, 使得设计人员对混凝土异形柱结构设计有了依据。但在研究的过程中发现由于混凝土异形柱结构的承载力偏低, 轴压比限值严格, 耗能及延性等抗震性能不理想使得混凝土异形柱的应用得到限制。针对以上问题, 学者提出了型钢混凝土异形柱结构, 较好的弥补了混凝土异形柱结构的不足。

2 型钢混凝土异形柱研究

型钢混凝土异形柱指在混凝土异形柱里内插型钢的一种新型结构柱。现对型钢混凝土异形柱在柱截面、柱节点、框架模型、抗火方面的主要成果分别介绍。

2.1 型钢混凝土异形柱截面[3]

2004年开始, 广西大学的陈宗平等人较早地开始对型钢混凝土异形柱 (T型、L型、十型) 正截面及斜截面进行研究, 研究表明:相比传统的混凝土异形柱结构, 型钢的加入很好的提高其承载力, 延性及抗震性能。随后西安建筑科技大学赵鸿铁等人与广西大学合作对型钢混凝土异形柱结构进行系统全面研究, 成果显著, 提出型钢混凝土异形柱结构的正截面及斜截面承载力计算方法, 轴压比限值及型钢与混凝土粘结滑移本构关系。

2005年, 西安理工大学阙良刚等人开始对空腹式配钢的异形柱结构 (T型、L型) 进行了研究, 提出了型钢混凝土异形短柱的轴压比限值及抗剪承载力计算公式。

2010年, 沈阳建筑大学徐亚丰等人对实腹式配钢的异形柱结构 (T型、L型、十型) 在不同偏心受压的状态下研究其正截面承载力性能, 表明型钢的加入的确明显提高混凝土异形柱结构的承载力及延性。

2015年, 同济大学张波、方林等人对型钢混凝土十字形异形柱进行低周反复荷载试验, 研究其抗震性能, 指出相比传统的异形柱, 承载力高, 抗震性能好, 为型钢混凝土异形柱应用于高层提供试验依据。

2.2 型钢混凝土异形柱节点[4]

梁柱节点是结构传力枢纽, 对节点的研究也就至关重要。目前对型钢混凝土异形柱节点较全面的研究是广西大学和西安建筑科技大学。

2006年广西大学对空腹式T形柱与梁连接的平面边节点及空间边节点进了低周反复加载试验, 表明该节点变形能力好、抗剪承载力高、耗能能力强。随后2009年, 西安建筑科技大学对17个型钢异形柱框架节点 (9个边节点、4个角节点、4个中节点) 进行研究, 发现边节点延性最好, 角节点次之, 中节点最差;实腹式配钢节点延性优于空腹式配钢节点, 紧接着提出了实腹式和空腹式配钢节点的抗剪承载力计算公式, 在2011年提出了在剪扭复合状态下, 实腹式和空腹式配钢节点的承载力计算公式。

2015年广西大学陈宗平, 徐金俊, 薛建阳通过改变配钢形式、加载角度及轴压比来研究型钢混凝土异形柱-钢梁空间节点的抗震性能, 得出实腹式配钢试件承载力最好, 刚度退化小;45度的节点抗剪承载力最大;节点的受剪承载力和耗能能力随着轴压比的增大而变大。

2.3 型钢混凝土异形柱框架结构[5]

为了得到型钢混凝土异形柱在实际使用中的整体性能, 需要对型钢混凝土异形柱框架进行研究, 目前该方面的研究还处于初始阶段, 只有广西大学和西安建筑科技大学对其进行了初步研究。

2007年广西大学杨涛等人对1榀1/2比例的实腹式配钢T形柱与钢筋混凝土梁组成的单跨两层框架进行了拟动力试验和低周反复加载试验, 得出型钢混凝土异形柱框架刚度大, 耗能能力强, 抗震性能好等优点;2011年西安建筑科技大学依次对尺寸相同, 几何相似比都为1/2.5的型钢混凝土异形柱与钢筋混凝土梁组成两跨3层框架 (空腹式配钢中框架、实腹式配钢边框架、实腹式配钢中框架) 进行研究, 表明型钢混凝土异形柱框架属于典型的“强柱弱梁, 强节点弱构件”的结构, 具有良好的抗震、抗倒塌性能, 且实腹式配钢的耗能性能比空腹式配钢更优越。

2.4 型钢混凝土异形柱抗火[6]

型钢混凝土异形柱作为主要的承重构件, 它的耐火性对整个结构的火灾安全有着举足轻重的作用。

国内对型钢混凝土异形柱抗火的研究鲜有报告, 2011年青岛理工大学对型钢混凝土异形柱 (L型、T型、十型) 在ISO-834标准升温曲线下的抗火性能进行了研究, 得到了火灾下柱的竖向和侧向变形位移及表面裂缝分布规律, 获得了火灾后的柱的初始损伤状态, 并提出了适用于高温下型钢混凝土异形柱的正截面承载力计算的折算截面法。2012年苏州科技学院对十截面型钢混凝土异形柱抗火性能进行研究, 实验表明:耐火极限随着荷载比、偏心率的增大而变短;随着截面尺寸的变大而越长;含钢率及配筋率对耐火极限的影响较小。

3 展望

型钢混凝土异形柱的研究在短短的十几年内已经取得了一定的成果, 但仍有一些问题需要进一步研究:

(1) 型钢混凝土异形柱框架模型在振动台上的动力响应及抗震性能研究;

(2) 型钢混凝土异形柱节点的抗扭性能的研究及计算方法;

(3) 型钢混凝土异形柱抗火性能方面研究补充。

参考文献

[1]JGJ149-2006混凝土异形柱结构技术规程[S].北京:中国建筑工业出版社, 2006.

[2]薛建阳, 刘祖强, 赵鸿铁等型钢混凝土异形柱结构受力性能研究的发展现状[J].工业建筑, 2014, 44 (3) :134-146.

[3]陈宗平.桁架式钢骨的混凝土异形柱—不对称T形截面正截面承载力研究[D].南宁:广西大学, 2004.

[4]万云芳低周反复荷载作用下钢骨混凝土T形柱节点抗震性能研究[D].南宁:广西大学2006.

[5]杨涛T形截面钢骨混凝土异形柱框架抗震性能试验研究[D].南宁:广西大学2007.

型钢柱与混凝土梁节点做法分析 篇8

钢作为建筑材料开始广泛运用在高层、超高层建筑的施工中。钢作为建筑材料, 具有高强、延展性能好的优点, 也具有耐久性、防火性能差的缺陷。为更好的发挥钢的优势, 节省材料的使用, 型钢混凝土结构应运而生。

1 型钢混凝土梁柱连接做法

型钢混凝土组合结构不断发展, 对于型钢柱与混凝土梁的连接形式做法的研究也不断深入。将型钢柱与混凝土梁两种不同的结构形式构件在节点处有效组合, 其内力传递比纯钢结构或钢筋混凝土结构更为复杂, 同时具有两种结构形式的特点[1]。考虑节点性能可靠及施工可行性, 目前常见的型钢柱与混凝土梁的连接做法为如下五种[2]:

1) 设穿筋孔。即在柱钢骨腹板上对应梁纵筋位置留设穿筋孔, 使梁纵筋不间断直接穿过柱钢骨。穿筋孔位置根据梁底标高、梁面标高、梁保护层厚度及正交方向梁钢筋上下关系确定, 并于钢骨加工时预留。2) 钢筋接驳器。钢筋接驳器是内部带有螺纹的钢管, 与直螺纹连接套筒的形式相同。钢筋接驳器焊接于钢骨上, 梁纵筋端部加工出螺纹后, 通过钢筋接驳器与钢骨进行连接。钢筋接驳器多用于钢骨翼缘板范围内钢筋与钢骨的连接, 即腹板范围内梁纵筋依旧可通过钢骨开孔穿过钢骨。3) 钢牛腿。采用钢牛腿连接时, 节点处用钢量有所增加, 对梁端抗剪性能可产生一定的有利影响;但钢牛腿的存在造成节点处构件更为复杂, 钢牛腿的存在使得柱纵向钢筋及箍筋施工难度加大, 对结构整体性能产生影响。4) 设置短钢梁。设置短钢梁做法与钢牛腿做法有所相似, 但设置短钢梁时, 需在钢梁上下翼缘处设置栓钉, 以提高钢梁与混凝土的连接能力。短钢梁较设置钢牛腿的优势在于, 梁纵筋与钢梁连接时无需焊接, 仅需满足搭接长度, 这将大大降低现场钢筋施工的难度, 提高施工控制质量。设置短钢梁适用于各种节点情况, 包括混凝土梁与钢梁连接、混凝土梁与柱斜交、梁柱节点配筋复杂等;但设置短钢梁将大幅提升钢材的用量, 同时, 钢梁范围内的柱纵筋需设置接驳器进行连接。5) 综合法。在实际工程中, 由于梁纵筋可能数量众多, 单一的做法不能很好的满足梁纵筋的连接需求。综合法即根据实际情况, 将上述两种及两种以上方法进行组合使用, 以更好满足梁纵筋连接要求。其中以钢骨开孔与钢牛腿组合、钢骨开孔与钢筋接驳器组合使用最为常见。

2 梁柱节点做法的选用

1) 考虑梁纵筋的连接方式。梁柱节点做法选用首先应考虑梁纵筋与型钢柱钢骨之间的连接关系。混凝土梁纵筋无论如何排列, 均有一定数量的梁纵筋处于型钢钢骨范围内, 梁柱节点做法应设计该部分钢筋与钢柱连接方式及传力的途径。采用梁纵筋在型钢两侧断开后连接的做法, 应在钢骨与连接处等高位置设置加劲板, 加强该处钢骨的整体性能, 增强其抗弯、抗剪性能。2) 考虑现场可操作性。现场施工过程中的可操作性是梁柱节点做法选用必须考虑的问题。除钢骨开孔外, 无论采取其他何种连接方式, 节点处用钢量或钢筋量均有增加, 对应节点处原有柱纵筋、柱箍筋可能受到影响。钢骨截面较大, 钢骨与柱筋之间间距较小时, 若采用钢牛腿时柱主筋则还需穿过钢牛腿, 导致施工难度增加。3) 考虑对混凝土密实性的影响。连接做法对混凝土浇筑密实程度会产生重要的影响。如采用钢筋接驳器时, 由于钢筋接驳器外径大于钢筋直径, 若相邻两个钢筋接驳器距离过近, 则可能导致混凝土浇筑时两接驳器之间无法填充入骨料, 降低该处的混凝土密实度及钢筋的握裹力;或采用两层钢牛腿时, 若两层牛腿之间间距过小, 两层牛腿之间混凝土不易浇实。

3 实例分析

3.1 工程概况

杭州某工程为集办公、酒店于一体的综合性建筑, 建筑高度200 m, 框架—剪力墙结构, 地下3层, 地上43层。每层含型钢柱36根。型钢柱中钢骨为十字形、H形, 其钢骨、加劲板均采用QQ334455BB钢材, 锚栓及其他预埋件采用Q235B钢材。

建筑柱网尺寸为9 m×9 m, 型钢柱典型截面尺寸地下为1 600 mm×1 600 mm、地上为1 400 mm×1 400 mm, 与型钢柱相交混凝土梁典型截面尺寸为650 mm×700 mm。典型节点如图1, 图2所示。

根据设计要求, 本工程梁柱节点采用多种连接方式:钢骨翼缘范围内, 第一排钢筋采用与牛腿焊接, 第二排钢筋采用钢筋接驳器的形式;翼缘范围外, 钢筋采用钢骨开孔纵筋直穿的形式。

3.2 施工要点及质量控制

1) 节点深化。由于节点处钢骨开孔、接驳器及钢牛腿焊接均在钢结构加工场完成, 节点深化首先应确定钢骨开孔数量、接驳器数量、牛腿板及接驳器标高。现场典型节点中, 钢骨截面为十字形, 与正交双向梁相交。a.钢骨开孔。钢骨上设置穿筋孔时, 应根据穿过钢筋的直径及数量开设。穿筋孔直径应比钢筋直径略大以便于钢筋穿过。两向均有梁纵筋需穿过钢骨时, 两向的穿筋孔标高要相互错开, 以便于两向梁纵筋的上下排布。b.钢牛腿及接驳器。双向钢牛腿及钢筋接驳器标高一致, 牛腿设置标高可按以下公式确定:上牛腿设置标高=梁面标高-钢筋保护层厚度-梁纵筋直径-箍筋直径;下牛腿设置标高=梁底标高+钢筋保护层厚度+箍筋直径+牛腿板厚度。

2) 钢筋绑扎。a.柱筋排布。本工程型钢柱自建筑最下层起, 在地下室底板施工时, 型钢柱钢骨预埋柱脚螺栓施工完成后, 在柱脚螺栓上放出钢骨翼缘板范围, 自柱纵筋插筋时控制柱主筋位置。在确保柱钢筋保护层厚度及柱纵筋间最小净距 (50 mm) 的情况下, 尽量减少翼缘板范围内柱纵筋的数量, 本工程按翼缘板范围内纵筋间距250 mm~300 mm并不少于3根控制。根据现场实际操作情况说明, 柱筋间距调整后, 梁纵筋连接施工操作面得到很大改善, 施工进度有所提高, 更利于连接质量的控制。b.梁纵筋绑扎及焊接。梁纵筋绑扎按从下到上、从内到外的顺序进行。梁跨两端均为型钢柱时, 梁纵筋绑扎需格外注意。梁跨两端均采用钢筋接驳器连接时, 需在梁跨间设置钢筋接头。钢筋接头位置应符合钢筋连接的要求, 同时, 该处接头建议不采用直螺纹套管连接。

3) 混凝土浇筑。节点处浇筑宜采用小粒径石子混凝土浇筑, 梁柱节点处一次浇筑完成。当梁柱混凝土强度不一致时, 梁柱节点浇筑强度与柱强度相同。梁柱节点浇筑时, 采用小直径的振捣棒进行振捣, 并且对于不同强度混凝土的连接处充分进行二次振捣, 防止裂缝的产生。混凝土浇筑完成后, 及时进行覆盖并进行浇水养护。

4 结语

型钢混凝土组合结构现已广泛运用在高层及超高层结构的建设中。型钢混凝土的梁柱节点为结构受力性能的重要部分, 也是施工中质量控制的难点和重点。在节点处如何处理好型钢与钢筋的受力关系和传力路径, 在现场施工中如何能实现设计意图, 成为影响结构性能的很大因素。实际施工过程中, 单一的连接方式往往无法很好的满足节点设计和施工的需求, 多种连接方式的组合运用成为节点连接做法的发展方向。通过对连接方式和工程实例的研究和分析, 得到型钢柱与混凝土梁连接节点在施工中的控制要点, 提高节点的施工质量, 从而保证整体结构的稳定性。

参考文献

[1]郑山锁, 李磊.型钢高强高性能混凝土结构基本性能与设计[M].北京:科学出版社, 2012.

型钢混凝土柱 篇9

二阶效应是指在各构件产生了挠曲变形的结构中,由构件轴力引起的附加变形和相应的附加内力.除理想短柱外,二阶效应广泛存在于各类载荷作用下的梁柱中,这种附加变形可通过下面实例说明.

在图1所示的两端铰支且两端偏心距相等的“标准偏压柱”中,如果不进一步考虑轴压力在产生了挠曲变形的柱中引起的附加内力和变形,则仅由各截面作用弯矩Ne0(图1(b))导致的柱挠曲线如图1(a)中的虚线表示,此时柱高度中点处的挠度为f1.但是轴压力N在产生了挠曲变形的各个柱截面中将引起附加弯矩,同时挠度也将相应增大,最终形成的柱挠曲线如图1(a)的点划线表示.此时,柱高中点截面的附加弯矩为Nf,总弯矩为N(e0+f),其中f=f1+△f,△f则为二阶效应引起的附加挠度。我国规范通常把某个截面,例如此处“标准偏压柱”柱高中点截面考虑二阶效应后的总弯矩与未考虑二阶效应的弯矩之比称为“偏心距增大系数”,即

文献[1-2]给出了钢筋混凝土柱和型钢混凝土柱偏心距增大系数η的准确表达式,并采取两者相等的做法.事实上,对于型钢混凝土柱,由于型钢增加了整个柱的侧移刚度,其二阶变形比钢筋混凝土柱有明显减小,偏心距增大系数已不能采用规范规定,需对其计算公式展开深入研究.

1 η的计算方法

1.1 扩大弯矩法

扩大弯矩法的实质是按弹性稳定理论近似求出极限承载力状态下对应的挠度,再利用式(2)求解η值

式中,N为偏心载荷;Ncr为柱临界平衡轴向载荷,对于弹性体,,即等于欧拉临界载荷值。

由于型钢混凝土(steel reinforced concrete,SRC)柱不是弹性体,故应用式(2)时必须对Ncx进行修正,通常采用刚度折减的方法修正Ncr,因此也称刚度修正法.由于刚度的修正涉及许多因素,计算比较麻烦,所以这种方法常不被采用.

1.2 偏心距增大法

采用此种方法时,偏心距增大系数可表达为式(3)的形式

式中,Φu为柱承载力极限状态下的截面曲率;β为与沿柱长曲率分布有关的系数。文献[3]通过试验得出:β≈12时,曲率按三角形分布;β≈π2时,曲率按正弦分布;β≈9.6时,曲率按抛物线分布;β≈8.0时,曲率按矩形分布。

这种方法即通过求解柱破坏控制截面处附加挠度的方法,将求η的问题转化为求极限曲率的问题.

1.3 两种表达方式的一致性

偏压柱挠曲线方程按付氏级数展开为

若仅取第1项,则有y=弹性理论曲率与变形存在如下关系[3]

将式(4)代入式(5)得

进一步代入式(1)并整理得

由此可以看出,尽管上述两种关于η的表达式不同,但其物理实质是一致的。比较两种方法发现修正刚度法计算η值存在以下问题:(1)需预先知道截面承受的偏心载荷N,但N值通常只有在决定配筋量等截面特征后才能求解,需进行迭代运算;(2)当N>Ncr时,η将为负值,计算失去物理意义;(3)在考虑Ncr项中弹塑性特征修正刚度时,尚需大量试验统计工作.以上诸种不足使该法在实用上受到限制,所以通常应用偏心距增大法建立η的计算公式.

2 η建议公式的研究

对于SRC偏压柱而言,由于其正截面强度简化计算公式中采用了平截面假定,从计算体系的协调性考虑,采用以曲率为参数的表达式确定η值是适宜的.

由于

只要能合理确定Φu及β,便可解决η的计算问题.

2.1 极限曲率Φu

由界限分析可知,界限状态是拉压两种破坏的分界联系点,对于确定的SRC柱,其界限曲率Φb是已知的常量。若柱的曲率随载荷变化存在某种规律,则其极限曲率Φu与Φb之间也存在同样的规律。因此,可简单采用Φu=kΦb的方式,通过修正界限状态截面曲率的方法求解,其中k称为曲率协调因子.

2.1.1 k值确定

分析可知,二阶变形的影响因素除截面特征外,主要与e0/h,l0/h有关。利用反映二阶变形的作用效果时,e0/h和l0/h也为η的主要影响因素,即可认为协调因子k亦以这两个参数为主要影响因素,故可将k进一步划为两项来研究:k=k1·k2,其中,k1和k2分别为型钢混凝土偏压柱e0/h和l0/h对截面曲率的影响系数.

文献[3]对SRC柱的极限状态进行了试验分析,利用其中的εa-e0/h及εa-l0/h关系曲线,统计得出了k1和k2的表达式

2.1.2 关于Φb

型钢对SRC柱的曲率产生影响,这里引进应变修正系数μ,按照界限状态的应变图,将SRC柱的界限曲率Φb表达为

(1)普通混凝土的极限压应变为0.0033,由于粘结滑移影响,SRC柱中的混凝土在压应变小于0.0033时就发生开裂,文献[3]通过4组12个试件测得其实际极限压应变为εcu=0.0023～0.0036,平均值εcu=0.002 7.

(2)μ为SRC柱应变修正系数.试验表明[4]在外载荷加至破坏载荷的0.8～0.9之前,SRC柱截面的平均应变符合平截面假定.此后,由于滑移及裂缝的产生和发展,柱截面平均应变不再符合平截面假定,其分布逐渐表现出一定的非线性特征,这种改变随e0/h增大而加强.为协调计算体系,在材料强度、截面受压区混凝土应力块参数相应选择后,可采用压区与拉区钢筋两处应变测点所得的平截面代替原有真实应变截面,使其在名义上符合平截面假定。为修正这种误差,近似给出系数μ=0.8.此做法实质是将型钢离散为等量钢筋,μ反映了非平截面修正和粘结滑移对曲率的影响.

2.2 β值确定

由于弹性阶段二阶变形f较小,可认为其弯矩以矩形分布,此时柱截面曲率分布也为矩形(图2(a)).构件进入弹塑性阶段后,由于二阶变形增大,曲率分布将逐渐脱离矩形偏向抛物线分布.在研究曲率分布规律时,根据试验实测数据[3],用最小二乘法拟合SRC柱的挠度曲线,得出β≈8.3.

2.3 η的表达式

将以上所得μ和β等值代入式(3),并整理可得

对于长期载荷作用下η的计算,因缺乏试验资料,建议采用CEB-FIP的方法,即通过将混凝土极限压应变乘以徐变系数1.125的简化方法来考虑长期载荷的影响.因此,SRC偏压柱的偏心距增大系数最终可表达为

式中,并

且当k1>1.0时,取k1=1.0,以及当l0/h<15时,k2=1.0。

3 比较与验证

3.1 国内相关研究

目前,国内很多学者对SRC柱的偏心距增大系数η进行了理论和试验研究,并提出了相关建议公式:

(1)叶列平[4]通过16根型钢混凝土中长柱的试验,对其受力性能和纵向弯曲变形等进行了研究,介绍了受力全过程的理论分析方法,并在试验研究的基础上,提出偏心距增大系数η的计算公式

式中,为相同初始偏心距中长柱达到极限承载力时跨中截面曲率与短柱对应曲率之比,即=1.3-0.026l0/h(0.7≤≤1.0);α为偏心距影响系数,大小为

(2)文献[5]通过对基本长柱挠度曲线的弹性分析,推导所得偏心距增大系数为

通过对37个试验数据的统计分析,求得其折算刚度为EI=EcIc/5+Esls.

(3)杨莉[6]对具有不同长细比、偏心率和含钢率的600根偏压柱进行了计算机模拟,用ANSYS程序分析回归得到η的计算公式为

式中,k1,k2和k3为偏心率、长细比和型钢影响系数,其表达式分别为

(4)于澍[7]对12根不同长细比和偏心率的SRC偏压柱进行了分析,由计算体系协调出发,采用偏心距增大法得到η的计算公式为

式中,k1和k2为偏心率和长细比影响系数,其表达式为

3.2 算例

型钢混凝土柱截面:b×h=800mm×800mm,混凝土强度等级C40,采用Q235热轧型钢2H-492×198×8×12.在全部外载荷作用下的设计轴力及弯矩分别为N=4200kN和M=1200kN·m,柱的计算长度l0=5 000 mm.试用本文公式和其他建议公式计算η,并进行对比。

根据已知条件可知

fc=19.1 N/mm2,fa=19.1 N/mm2,h0=750 mm

由此可计算得到

e0=M/N=286 mm,A=640000 mm2,EcIc=

4.5×1014 N·mm2,EaIa=4.5×1014 N·mm2.

分别采用式(12)～(15)和本文建议公式计算,结果如表1所示。

可见,本文公式的计算结果与式(12)和(14)接近,以上结果的平均值恰好为η=1.064.变化SRC柱的截面特性,通过系列计算结果发现本文公式与其它公式有较好的吻合性,且与平均值η的最大误差均不超过10%.

同时,与式(12)～(15)相比,本文建议公式的计算方法较为简单,且其与规范[1]中的η计算公式在表达形式上相一致,易于被设计者接受和采用.可见,所提公式不仅计算精度较高,并且方便使用,可供实际工程参考.

4 结论与建议

(1)对于型钢混凝土柱,由于型钢增加了柱的抗侧移刚度,其在外载荷下的二阶效应有所减小,已不能继续采用钢筋混凝土柱的偏心距增大系数η.

(2) SRC柱偏心距增大系数η的求解方法有两种,以截面刚度为主要参数的扩大弯矩法和以控制截面极限转动曲率为主要参数的偏心距增大法。前者考虑因素多,计算复杂,不便于应用.

(3)结合试验数据,采用以极限曲率为主要参数的偏心距增大法,推导得到了SRC偏压柱的η计算公式,对比发现,本文公式计算结果明显小于规范数值;算例表明,建议公式与其他学者提出公式的计算结果误差小于10%,其精度较高且便于使用,可供实际工程参考.

(4)本文主要针对无侧移SRC偏压柱进行研究,对于有侧移情况,还需进一步探讨。

参考文献

[1] GB50010-2002.混凝土结构设计规范.北京:中国建筑工业出版社,2002

[2] JGJ138-2001/J130-2001.型钢混凝土组合结构技术规程.北京:中国建筑工业出版社,2001

[3]孙训方.材料力学.北京:高等教育出版社,1994

[4]叶列平.劲性钢筋混凝土偏心受压中长柱的试验研究.建筑结构??学报,1995,16(6):45-52(Ye Lieping.Experimental study on slender steel reinforced concrete column subjected to eccentric compression.Journal of Building Structures,1995, 16(6):45-52(in Chinese))

[5]钢筋混凝土偏心受压构件研究小组.钢筋混凝土偏心受压长柱试验研究综合报告,1981

[6]杨莉.钢骨钢筋混凝土柱二阶效应的研究.[硕士论文].成都:西南交通大学,1999(Yang Li.Study on second-order effect of steel reinforced concrete column.[Master Thesis]. Chengdu:Southwest Jiaotong University,1999(in Chinese))