轴心受压性能

轴心受压性能（精选6篇）

轴心受压性能 篇1

1 引言

异形柱通常是指钢筋混凝土框架结构中截面形状为L形、T形和十字形的柱体。采用异形柱, 可扩大建筑有效使用面积, 提高建筑布置灵活性, 改善室内空间视觉效果。因此, 异形柱特别适合住宅建筑, 许多省市的住宅建筑中已有广泛的应用。

国内外学者对异形柱已有较为深入的研究, 包括运用计算机进行数值分析[1,2]、试验研究和理论分析等[3,4]。

本文针对钢筋混凝土轴心受压T形柱的受力性能, 采用有限元分析技术进行数值模拟, 探讨长细比、混凝土强度、纵筋配筋率、箍筋配箍率等参数对试件力学性能的影响。

2 有限元模型

2.1 试验简介

针对钢筋混凝土异形柱的受力特性, 孙林柱等人[5]进行了一系列试验研究。本文取其中ZT6进行研究, 柱高为, 试件尺寸及截面配筋如图1所示。

2.2 模型建立

根据试验过程, 本文取柱子T形部分建立模型, 柱两端设置厚度为30mm刚性垫块。

T形截面形心坐标为X=135mm, Y=99 mm。因此, 建模时设坐标原点位于柱底形心处, X轴设在翼缘方向, Y轴设在腹板方向, 沿柱高为Z轴方向。核心混凝土应力-应变关系取改进的Kent—Park模型[6];钢筋选用理想弹塑性本构关系。

钢筋骨架与混凝土采用内置区域的方式;T形柱与垫块间绑定连接;在2垫块外表面T形柱形心处建立参考点, 分别与垫块表面进行耦合, 并在参考点施加位移荷载。对于轴压短柱试件, 一端设为固定约束, 另一端放开轴向自由度。所得模型如图2所示。

将有限元分析得到试件的荷载-应变曲线、极限承载力 (曲线中荷载最大值) 以及峰值应变 (曲线峰值点处应变) 与试验结果进行对比, 分别如图3和表1所示。

由图3可知, 2条曲线在上升段趋势相同, 且较为靠近;从表1中数据得出, 极限承载力误差为12.03%, 峰值应变误差为-3.23%, 误差均在允许范围内。由此说明, 本文建立的钢筋混凝土轴心受压T形柱有限元模型是合理的。

3 受力性能分析

3.1 截面应力分析

图4为沿柱高不同截面混凝土纵向应力分布图。由图可知, 混凝土横向膨胀使箍筋产生弯曲, 箍筋的约束作用最强位置在箍筋转角部位, 最弱位于直线段中部附近, 这种作用使箍筋所在平面形成“拱”, 与保护层间形成弱约束区, 应力值较小;截面中央为强约束区, 应力值较大。由圣维南原理, 靠近柱端截面应力值较大于柱中截面;同一截面中, 不同位置应力值差别不大, 且各截面应力值近似相等, 均为负值, 说明混凝土近似处于均匀压缩状态。图5为柱中截面钢筋纵向应力分布图, 所有钢筋应力相等, 说明钢筋处于均匀压缩状态。故由图4、图5得出, 在轴心荷载作用下, 试件处于压缩状态, 且各截面的应力分布较为均匀。

3.2 截面应变分析

图6为混凝土N-ε关系曲线。由图可知, 加载初期, 纵向应变与环向应变均呈线性变化, 但纵向应变曲线斜率大于环向, 说明材料在弹性范围内变化, 且试件纵向应变大于环向应变;当试件进入弹塑性阶段, 材料纵向进入强化阶段, 环向进入塑性阶段。由此得出, 在轴心荷载作用下, 试件纵向先发生破坏, 然后环向发生破坏。

3.3 参数分析

3.3.1 长细比

图7为不同长细比荷载-纵向位移曲线。由图可知, 随着长细比的增加, 试件极限承载力减小, 纵向位移增加。这是由于试件越长, 纵向刚度越小, 纵向位移也越大, 说明试件的延性性能越好。

根据异形柱规范[7], λ≤17.5即认为是短柱。图8为λ=10和λ=62的试件沿柱高横向应变图, 由图可知, λ=10的短柱破坏形态为柱中鼓曲呈灯笼状破坏;λ=62的中长柱破坏形态为上下各1/4处鼓曲呈哑铃状破坏。这说明柱高度较小时, 由于上下两端受力后, 力有效地向中部传递, 使得柱中部位荷载较大, 最终呈灯笼状破坏;当柱高度较大时, 两端作用力向中间传递时, 由于两端柱面上存在较大的摩擦力, 且柱身高度较大, 荷载不能有效传递到柱身中部, 所以在柱身上下各1/4处出现鼓曲破坏, 试件最终呈哑铃状破坏。

3.2.2混凝土强度

图9为不同混凝土强度荷载-纵向位移曲线。由图可知, 随着混凝土强度的增加, 钢筋混凝土T形柱的刚度增加, 承载力提高, 相应的纵向位移减小。

3.3.3 纵筋配筋率

图10为不同纵筋配筋率荷载-纵向位移曲线。由图可知, 随着纵筋配筋率的增加, 钢筋混凝土T形柱的承载力相应提高, 但试件的纵向位移几乎相同, 说明配筋率的提高, 对纵向位移的影响很小。

3.3.4 体积配箍率

图11为不同体积配箍率荷载-纵向位移曲线。由图可知, 50%~60%峰值承载力以前, 曲线基本重合, 说明此阶段, 箍筋的约束作用较小;50%~60%峰值承载力以后, 随着荷载的增加, 箍筋的约束作用增强。随着体积配箍率的增加, 钢筋混凝土轴心受压T形柱的峰值承载力和对应的纵向位移增大。

4 结语

1) 随着长细比的增加, 试件的极限承载力减小, 纵向位移增大。

2) 长细比较小的试件呈灯笼状破坏, 长细比较大的试件呈哑铃状破坏。

3) 随着混凝土强度的增加, 试件的刚度增加, 承载力提高, 相应的纵向位移减小。

4) 随着纵筋配筋率的增加, 试件的承载力相应提高, 但纵向位移几乎相同。

5) 箍筋约束作用主要发生在50%~60%峰值承载力以后, 随着体积配箍率的增加, 钢筋混凝土轴心受压T形柱的峰值承载力和对应的纵向位移增大。

摘要：针对钢筋混凝土轴心受压T形柱的受力性能, 采用有限元分析技术进行非线性数值模拟, 计算值与试验值吻合较好, 表明论文建立的三维有限元模型是合理的。利用该模型, 探讨长细比、混凝土强度、纵筋配筋率、箍筋配箍率等参数对试件力学性能的影响。

关键词：T形柱,轴心受压,力学性能

参考文献

[1]Joaquin Marin.Design Aids for L-Shaped Reinforced Concrete Column[J].Journal of American Concrete Institute, 1979, 76 (11) :1197-1216.

[2]Cheng-Tzu Tomas Hsu.T-Shaped Reinforced Concrete Members under Biaxial Bending and Axial Compression[J].ACI Structural Journal, 1989 (4) :46.-468.

[3]陈云霞, 刘超, 等.T形、L形截面钢筋混凝土双向压弯构件正截面承载力的研究[J].建筑结构, 1999 (1) :11-15.

[4]冯建平, 陈谦.L形和T形截面柱正截面承载力的研究[J].华南理工大学学报, 1995 (1) :51-61.

[5]孙林柱.钢筋混凝土异形柱轴心受压性能的试验研究[D].天津:天津大学, 2006.

[6]Park R, Negel P M M J, Wayne D G.Ductility of squareconfined concrete columns[J].Structure Dir, ASCE, 1982, 108 (ST4) :929-950.

[7]JGJ149-2006混凝土异形柱结构技术规程[S].

轴心受压性能 篇2

1 试验

1.1 自保温混凝土砌块

本试验所用的自保温混凝土砌块由南京玛莎新型建筑材料有限责任公司生产, 采用南京工业大学王剑关于自保温混凝土研究的相关理论和配合比进行指导生产[2], 结合实际情况进行了细微调整。

1.1.1 原材料

水泥:42.5级或52.5级普通硅酸盐水泥;细骨料:天然河砂;粗骨料:由于砌块的壁比较薄, 所以混凝土粗骨料选用5~10 mm连续级配;岩棉:直径3~9μm, 密度150 kg/m3;珍珠岩:粒径0.15~1.18 mm, 堆积密度80 kg/m3。

1.1.2 砌块制备

本文配制的自保温混凝土预期强度等级为C15, 生产的自保温混凝土砌块预期强度等级为MU7.5。在实际生产过程中, 可根据自保温混凝土实际拌制情况并结合工厂以往生产经验, 对自保温混凝土的水灰比进行调整。试验所用自保温混凝土砌块实际强度为7.2 MPa, 略低于预期强度。砌块尺寸为190 mm×190 mm×390 mm, 如图1所示。

1.2 自保温混凝土砌块砌体抗压强度

根据GB/T 50129—2011《砌体基本力学性能试验方法标准》砌筑6件由MU7.5自保温混凝土砌块与M10的砂浆所砌筑的自保温混凝土砌块砌体抗压试件, 进行抗压强度试验, 得到抗压强度平均值[3]。

2 砌块墙体热工性能试验

对自保温空心砌块墙体进行热工性能试验, 得到其传热系数, 进而确定其是否符合JGJ 134—2010《夏热冬冷地区居住节能设计标准》中规定的传热系数不大于1.5 W/ (m2·K) 要求, 达到50%的建筑节能标准。

2.1 试验装置及试验方法

本试验设备采用JW-1型墙体热阻测试装置 (见图2) , 该装置由热箱、冷箱和试件架组成, 试件架的尺寸规格为1000 mm×1000 mm, 用于砌筑墙体试件。热箱配备电控加热棒和风扇, 用于给试件热面均匀加热。冷箱配备电控加热棒和制冷压缩机, 用于给试件冷面制冷。此外冷热箱均配备控温设备, 用来精准地控制试件冷热面的空气温度。试件冷热面各配备2个热流计和8只热电偶, 热流计的精度系数为6 W/ (m2·m V) 。试验要求具体参照GB/T 10295—2008《绝热材料稳态热阻及有关特性的测定-热流计法》。

将空心砌块砌筑于试验箱的试件架中, 采用M5水泥混合砂浆, 错缝砌筑, 空心砌块墙体双面不抹面。将砂浆缝砌实, 以确保墙体及试件架边缘没有漏风现象。墙体砌筑完成后, 将试件架合放置于冷箱和热箱中间, 靠紧, 打开冷箱和热箱的加热器和风扇, 烘烤墙面和砂浆。烘烤时间至少14 d, 14 d后, 检查墙体是否已经彻底烘干。试件烘干后, 在墙体两面中间位置各装贴2个热流计, 粘贴材料为工业黄油。在墙体两面热流计的周围均匀布置7个热电偶用于测试墙面的温度, 并在冷箱和热箱内各布置1个热电偶用于测试空气温度, 热流计和热电偶接入温度和热流巡回检测仪中。将试件架与冷箱和热箱接合, 用固化剂对装置接合处进行密封, 使墙体两面形成相对封闭的环境。开启热箱和冷箱的加热器和冷箱的制冷机, 使用控温系统控制加热器和制冷器的工作状态, 将热箱的空气温度限定为90℃, 冷箱的空气温度限定为30℃。试验采用RLJ-100100B型热流计, 如图3 (a) , 热流计及热电偶的装贴如图3 (b) 所示。开启冷箱和热箱的控温系统, 用温度和热流巡回检测仪每1 min记录1次热流计测得的热流值和热电偶测得的温度。试验装置全部运行之后, 每天观察巡回检测仪的检测结果, 直到热电偶测得的温度值达到限定温度并稳定, 且通过墙体的热流值也趋于稳定后, 关闭整个试验装置。

2.2 试验数据分析

自保温空心砌块墙体热流计法试验中热流计测得数据如表1所示。

热流计检测的读数通过式 (1) 转换为通过墙体的热流密度q:

式中:ΔE———热电势, m V, 由巡回检测仪读取;

C———热流计的精度系数, 本试验为6 W/ (m2·m V) 。

通过墙体表面的热流密度平均值为:

式中:——通过墙体表面的热流密度平均值, W/m2;

qkl———墙体表面第k号热流计在l时刻的热流密度, W/m2;

k———墙体表面热流计的编号;

l———温度稳定后的某一时刻;

p———墙体表面热流计的个数;

q———试验稳定后读取计算的总时刻数。

将表1的数据用式 (1) 和试 (2) 进行计算处理, 得到通过自保温空心砌块墙体的热流密度值为55.70 W/m2。

自保温空心砌块墙体热流计法试验中热面和冷面热电偶测得数据如表2和表3所示。

将表2和表3的数据用式 (3) 进行计算处理, 墙体冷面和热面的平均温度为:

式中:———墙体冷面或者热面的平均温度, ℃;

tij———墙体表面第i号热电偶在j时刻的温度, ℃;

i———墙体表面热电偶的编号;

j———温度稳定后的某一时刻;

n———墙体表面热电偶的个数;

m———试验稳定后读取计算的总时刻数。

得到稳定状态下自保温空心砌块墙体热面与冷面的温度差为31.61℃。根据式 (1) 、 (2) 和 (3) 可最终得到自保温空心砌块墙体的传热系数为1.315 W/ (m2·K) 。

3 砌块墙体抗压试验

对2片自保温混凝土空心砌块墙体进行轴心抗压试验, 分析了其在竖向荷载作用下的受力全过程及破坏形态, 进而得到其实际抗压承载力。

3.1 试件制作

试验制作2片自保温混凝土砌块墙体抗压试件W-1、W-2, 试件尺寸为1800 mm×1000 mm×190 mm, 灰缝厚度为10 mm, 顶部设有一根1000 mm长的混凝土圈梁, 圈梁截面尺寸为200 mm×190 mm, 圈梁纵向钢筋采用4根直径14 mm的HRB335钢筋, 箍筋采用直径6 mm、间距200 mm的HPB300钢筋。墙片尺寸如图4所示。

3.2 试验方法

本次试验通过门式反力架的水平反力梁来提供竖向力, 因千斤顶底面积较小, 为防止混凝土圈梁传力不均匀导致砌体局部破坏, 在圈梁上部再架设一根钢梁。通过液压油泵控制千斤顶施加竖向荷载, 因油泵油压表读数不准确, 故采用荷载传感器测量竖向荷载, 本次试验采用分级加载方式进行加载。首先对试件进行预加载, 预加载后进行正式加载, 按每级荷载为预估极限荷载值的10%进行加载, 控制油泵使每级荷载在2 min左右均匀加完, 每级荷载施加完毕后恒载2 min左右, 然后施加下一级荷载, 按此类推直至试件破坏。每个墙片前后两面各贴2个应变片, 用以测量墙体的竖向应变, 墙片的测点布置见图5[4], 应变片的位置位于墙片中部, 每面墙上下2个应变片相距570 mm。

3.3 试验现象

自保温混凝土砌块墙体轴心受压时, 根据墙体各阶段受力情况、墙体变形特征和最终破坏形态等, 与普通混凝土砌块墙体轴心受压基本相同, 大致可划分为3个受力阶段:弹性阶段、裂缝发展阶段及破坏阶段[5,6,7,8]。

试件W-1, 第12级荷载加载完毕后即荷载加至480 k N时, 在恒载阶段检查墙体发现1条肉眼可见的初始裂缝, 此初始裂缝出现在第8皮砌块左侧竖向灰缝处。当荷载加至640k N左右时, 墙体表面瞬间出现多条裂缝, 裂缝出现位置不可预知。当荷载加至717.5 k N时, 墙体竖向裂缝发展为几条贯穿裂缝, 竖向贯穿裂缝将墙体分成多条竖向小柱, 至此自保温混凝土砌块墙体失去承载能力。试件W-2, 第13级荷载加载完毕后即荷载加至520 k N时, 在恒载阶段检查墙体发现1条肉眼可见的初始裂缝, 此初始裂缝出现在第7皮砌块右侧竖向灰缝处。当荷载加至640 k N左右时, 墙体表面瞬间出现多条裂缝, 裂缝出现位置不可预知。当荷载加至730.5 k N时, 墙体竖向裂缝贯通为主裂缝, 竖向贯穿裂缝将墙体分成多条竖向小柱, 至此自保温混凝土砌块墙体失去承载能力。试件W-1和W-2的破坏形态如图6所示。

3.4 试验结果分析

考虑到试件的具体支撑情况, 即试验墙体的下部直接与刚性地面采用砂浆连接, 因上部有千斤顶地盘面积大小的竖向约束, 亦不能当做自由端, 故参考现行规范对受压构件计算高度的规定, 偏于安全考虑取构件计算长度H0=1.2H, h=190mm。

式中:β———构件高厚比;

H0———构件的计算高度, 取2400 mm;

h———构件的厚度, 取190 mm;

γβ———不同材料砌体构件的高厚比修正系数, 取1.1。

经计算, 构件高厚比β=13.9>3。

根据GB 50003—2011《砌体结构设计规范》受压承载力计算公式的模式:

式中:N———受压承载力极限值, N;

fm———砌体试验抗压强度平均值, MPa;

φ———高厚比和轴向力的偏心距对受压构件承载力的影响系数;

A———截面面积, m2。

由于A=0.19 m2, 可得砌体强度设计值调整系数γα=0.89, 经计算N=630.5 k N。

按GB 50003—2011计算结果及与试验值对比如表4所示。

从表4可以看出, 按GB 50003—2011计算所得到的自保温混凝土砌块墙片承载力与实际承载力虽有一定的差别, 但承载力试验值大于理论计算值, 故运用规范公式计算是安全的。

4 结论

(1) 自保温空心砌块墙体的传热系数为1.315 W/ (m2·K) , 满足JGJ 134—2010规定的不大于1.5 W/ (m2·K) , 达到50%的建筑节能要求。

(2) 自保温混凝土砌块墙体轴心受压破坏特征和普通混凝土砌块墙体轴心受压破坏特征基本相同。

(3) 抗压试验为验证性试验, 试验中自保温混凝土砌块墙体试验极限抗压承载力大于理论计算值, 偏于安全考虑, 可以实际应用。

(4) 自保温混凝土砌块墙体轴心受压承载力可以参照GB 50003—2011中的受压构件承载力公式计算。

摘要：研究了自保温混凝土砌块墙体的热工性能和抗压性能。结果表明:自保温混凝土墙体的热工性能符合JGJ134—2010《夏热冬冷地区居住节能设计标准》中规定的节能标准;自保温混凝土小型空心砌块墙体在竖向荷载作用下的破环全过程和普通混凝土空心砌块墙体基本相似, 受力全过程可分为3个阶段:弹性阶段、裂缝发展阶段以及破坏阶段。通过对试验数据的回归分析, 自保温混凝土砌块砌体的轴心受压承载力可参照GB50003—2001《砌体结构设计规范》中有关砌体受压承载力公式进行计算。

关键词：自保温混凝土空心砌块,墙体,热工性能,受压,承载力

参考文献

[1]赵晓敏.自保温混凝土砌块砌体基本力学性能试验研究[D].南京:南京工业大学, 2011.

[2]王剑.节能利废自保温混凝土配合比及耐久性试验研究[D].南京:南京工业大学, 2012.

[3]陈海.自保温混凝土砌块砌体基本力学性能试验研究[D].南京:南京工业大学, 2013.

[4]JGJ 55—2011, 普通混凝土配合比设计规程[S].

[5]GB/T 4111—1997, 混凝土小型空心砌块试验方法[S].

[6]李利群, 王杏林, 刘伟庆.新型混凝土小型空心砌块砌体的力学性能研究[J].新型建筑材料, 2003 (2) :36-38.

[7]曹其艇, 黄颖, 张怀金.节能型复合混凝土小型空心砌块砌体抗压试验研究[J].建筑节能, 2008 (6) :37-39.

轴心受压约束钢柱的温度应力函数 篇3

钢结构耐火设计与评估的安全判据是, 要求构件在火灾过程中的作用效应不超过其抗力。目前, 欧洲钢结构规范虽明确规定温度应力应参与作用效应组合, 但并未给出温度应力的具体计算方法。我国的CECS 200:2006《建筑钢结构防火技术规范》和GB 50630-2010《有色金属工程设计防火规范》规定的温度应力计算基于弹性分析方法, 而钢材在升温后期具有明显的弹塑性, 弹性法必然过高地估计了温度应力。国内外许多研究者采用非线性方法来分析火灾条件下的钢结构, 该方法可较好地考虑钢材的弹塑性性质, 但不能考虑构件的热-力路径。现有分析方法均采用恒温加载材料模型, 与钢结构实际热-力路径不符。图1为结构的热-力路径示意, 其中k轴表示应力, T轴表示温度。

在图1中, 路径1为恒温加载, 不符合任何结构的实际情况;路径2为恒载升温, 符合静定结构的实际情况;而路径3为超静定结构的实际情况, 结构承受不变的恒载后在升温过程中由温差自加载。已有试验表明, 当钢材的温度高于450℃或应力水平大于0.7时, 热-力路径对钢材的力学性能影响显著, 会产生较大的热-力耦合应变。

大量的试验研究和理论分析均表明, 在钢结构抗火设计与评估中考虑温度应力是科学合理的, 也是十分必要的, 但温度应力的准确计算较为困难。目前, 温度应力计算方法均是先建立钢材的材料模型, 采用传统力学方法进行数值分析, 结果与试验数据仍存在差距:一般是温度应力峰值偏大, 应力峰值对应的温度偏低。先放弃材料模型, 直接采用构件试验结果, 利用回归分析, 建立温度应力计算模型可能是一条值得尝试的途径。笔者以文献[11]、[12]研究所得236根钢柱的温度应力试验数据来建立温度应力函数的回归计算公式。

1 温度应力函数引入参数

图2为本研究的钢柱试验受力简图。

由结构力学可解得钢柱所受温度轴力和相应的温度应力如式 (1) 、式 (2) 所示。

式中:NT为温度轴力;A为钢柱截面面积;φ为钢柱常温稳定系数, 按GB 50017《钢结构设计规范》取值;α为钢材的线膨胀系数, m/ (m·℃) ;ΔT为钢柱温升, ℃;kT为钢柱的轴向约束刚度, N/mm;L为钢柱长度, mm;E为钢柱材料的弹性模量, N/mm2。

分析式 (2) 和试验实测的温度应力-温升曲线, 引入如下6个参数来构造温度应力函数的回归计算公式:钢柱平均温升ΔT, ℃;钢柱的长细比λ和考虑钢材强度后的长细比, =λ (fy'/235) 1/2, fy'为常温下钢材的屈服强度;钢柱的轴向约束刚度kT;钢柱的轴向相对约束刚度G, N/mm, 如式 (3) 所示;综合参数B, 如式 (4) 所示;初始应力水平k0, k0=N0/ (fy·A) , fy为钢柱长柱常温强度, N0为初始轴力。

式中:A/L=70.06/由钢管截面参数回归得到。

2 温度应力函数回归公式

为排除常温材料强度的影响, 定义温度应力水平kσ如式 (5) 所示。

式中:σT为温度应力。

通过大量的对比分析, 将温度应力水平分为4段:温度弹性阶段, 温度应力与温升呈线性关系。温度弹塑性阶段, 温度应力与温升呈非线性关系, 但仍用线性关系来描述, 只是曲线的斜率比温度弹性阶段要小。温度塑性阶段, 随温升增大温度应力保持不变。温度破坏阶段, 随温升增大温度应力变小, 构件失效, 笔者不予考虑。如此三段式表达可以兼顾四种曲线类型, 如式 (6) 所示。

弹性段斜率k1、各段温度分界点T1、T2、T3分别由式 (7) ~式 (12) 计算:

利用上述温度应力回归公式, 计算受轴向约束钢构件的温度应力, 提高钢结构抗火分析与评估的可靠性。

3 温度应力函数的误差及稳定性分析

3.1 误差分析

按以上各式计算, 236根钢柱的实测温度应力共计32 997个数值点与计算数值的误差如下:绝对平均误差4.33 MPa, 大约相当于实际钢材强度的1.1%。总体相对平均误差5.6%。5次试验的实测温度应力与模型计算结果对比如图3所示。图3 (a) 中, kT=148kN/mm, λ=68。曲线1为k0=0.5的计算值, 曲线2为其试验值。曲线3为k0=0.44的计算值, 曲线4为其试验值。曲线5为k0=0.3的计算值, 曲线6为其试验值。图3 (b) 中, kT=549kN/mm, λ=30。曲线1为k0=0.41的计算值, 曲线2为其试验值。曲线3为k0=0.32的计算值, 曲线4为其试验值。

误差较大部分发生在升温初期50℃前, 为约束梁、试件、设备间隙所致。弹塑性阶段、曲线末段部位误差也较大, 影响原因可能是材质、试件安装对中不准等。

3.2 稳定性分析

在温度应力计算公式中, 如果曲线弹性段的斜率k1对约束刚度kT和长细比是稳定的, 则温度应力计算公式就是稳定的。由回归公式计算的与k1的关系如图4所示。图中由下到上kT为10~2 960kN/mm。由图4可见, 在30≤≤125期间并无振荡和突变, 可以认为λ对k1的影响是稳定的。

钢柱的轴向约束刚度kT与k1的关系如图5所示, 图中从下到上=30、40、50、60、70、80、90、100、110、120、125。在10≤kT≤2 960 (∞) 范围内, k1值单调增大, 期间也无振荡和突变。所以, 轴向约束刚度kT对k1的影响是稳定的。

3.3 温度应力函数全貌

同一长细比, 初应力为0.5, 按回归公式计算的温度应力函数曲面, 如图6所示。

同一约束刚度下, 初应力为0.5, 按回归公式计算的温度应力函数曲面, 如图7所示。

3.4 计算结果对比

以约束刚度为95kN/mm、长细比为84、初应力水平为0.3的试验为例, 用ANSYS软件计算 (计算中钢材的材料模型采取文献[13]) , 相对平均误差为17%, 绝对平均误差为14 MPa;用CECS:200弹性法计算, 相对误差平均为45%, 绝对平均误差为46MPa。用温度应力函数计算, 与本次试验值的相对误差平均为3.3%, 绝对平均误差为2.7 MPa, 计算精度比现行分析方法明显提高。图8为温度应力函数与其他计算方法计算结果的对比。

4 结论

轴心受压性能 篇4

钢结构建筑具有施工周期短的特点, 构件在现场采用组装或现场焊接的形式, 本道施工工序完成后可立即进行下一道工序, 省去了混凝土结构施工时混凝土的养护时间, 大大的缩短了施工周期。柱脚节点作为钢管柱与混凝土的联系桥梁, 在目前建筑结构形式中的应用很广泛, 但与之相悖的确是目前各国规范对圆形柱脚底板承载力的规定很少。本文针对有无加劲肋和不同的加劲肋形式, 对轴心受压圆管柱脚的应力进行对比, 分析加劲肋对柱脚应力的影响。

二、分析工况

选择实际工程中常规的圆管, 截面为, 材质为;底板厚度为30 mm, 材质为;基座混凝土的材质为。

共设置四个分析工况, 为了使分析更具说服力, 四个工况的圆管、底板和混凝土基座的尺寸和厚度完全相同, 不同之处仅为加劲肋的尺寸。各工况尺寸如图1~4所示。除工况1无加劲肋外, 其余工况均设置8个加劲肋。工况2加劲肋的宽厚比为16.4, 工况3加劲肋的宽厚比为13, 工况4加劲肋的宽厚比为7.9, 均满足规范要求, 但工况4的宽厚比接近规范规定的最小限值。根据加劲板的尺寸不同, 对底板刚度的加强程度由高到低分别为工况2、工况3、工况4、工况1。

本分析仅针对轴心受压情况, 取100垂直向下的面荷载均匀作用于圆管的顶端。由于荷载较小, 钢和混凝土均处于弹性受力阶段。

三、分析结果

1. 混凝土基座的von-mises应力分析

对比图5~8四个工况的混凝土基座应力图, 工况1呈现明显的环状分布, 由外而内应力逐渐增大, 在圆管壁处达到最大, 并且最大应力的区域面积较大;由于加劲肋增强了底板的刚度, 工况2和工况3的应力分布更均匀, 最大应力的区域面积零星分布, 面积很小;工况4虽然也设置了加劲板, 但其宽厚比最小, 对底板刚度的提高不明显, 故其应力分布也出现明显的环状, 与工况1相似, 但最大应力区域面积要比工况1小的多。

从混凝土基座整体受力来看, 四个工况仅底板及周围区域应力明显增大, 基座大部分区域的应力都很小。随着加劲肋对底板刚度的加强程度由低到高, 应力分布更均匀, 最大应力区域面积更小。

2. 底板的von-mises应力分析

底板的应力分布与混凝土基座相似, 工况1也呈现明显的环状分布 (见图9) , 由外而内应力逐渐增大, 在圆管壁外侧和内侧达到最大, 最大应力区为管壁外侧和内侧两个圆环;工况2、工况3和工况4的应力分布更均匀 (见图10~12) , 最大应力的区域面积零星分布, 面积很小。

从底板钢材的整体受力来看, 随着加劲肋对底板刚度的加强程度由低到高, 应力分布更均匀, 最大应力区域面积更小;对设置加劲肋的工况从应力最大值来看, 工况2的应力最小, 工况4最大。说明随着加劲肋对底板刚度的加强程度由低到高, 最大应力值逐渐减小。

3. 钢管柱的von-mises应力分析

对比上述图13~16四个工况的钢管柱应力图, 工况1绝大部分区域均达到应力最大值;工况2、工况3和工况4加劲肋区域的应力值要比其他区域小, 较小应力区域充满加劲肋的整个高度, 说明加劲肋传递了钢管柱的部分荷载到底板上, 对钢管柱起到保护作用。能很大程度的提高柱脚的承载能力。

四、结语

通过对四个工况柱脚有限元模拟, 对混凝土基座、底板和钢管柱的应力分布进行了对比分析, 得出以下结论。

(1) 从混凝土基座整体受力来看, 四个工况仅底板及周围区域应力明显增大, 基座大部分区域的应力都很小。

(2) 混凝土基座应力:工况1呈现明显的环状分布, 由外而内应力逐渐增大;工况2和工况3的应力分布更均匀, 最大应力的区域面积零星分布, 面积很小;工况4与工况1相似。随着加劲肋对底板刚度的加强程度由低到高, 应力分布更均匀, 最大应力区域面积更小。

(3) 底板的应力分布与混凝土基座相似, 随着加劲肋对底板刚度的加强程度由低到高, 应力分布更均匀, 最大应力区域面积更小, 最大应力值逐渐增大。

(4) 钢管柱应力:工况1绝大部分区域均达到应力最大值;工况2、工况3和工况4加劲肋区域的应力值要比其他区域小, 较小应力区域充满加劲肋的整个高度, 说明加劲肋传递了钢管柱的部分荷载到底板上。

加劲肋能很大程度的提高柱脚的刚度, 并且能降低底板的厚度, 使底板和混凝土的受力更均匀。在进行柱脚设计时, 加劲肋必须合理设置, 满足规范的相关要求, 才能保证柱脚节点合理受力, 保证结构荷载能合理的从钢结构传递到混凝土上。

参考文献

[1]中华人民共和国建设部.GB50010-2002, 混凝土结构设计规范[S].北京:中国建筑工业出版社, 2002.

[2]中华人民共和国建设部.GB50017-2003, 钢结构设计规范[S].北京:中国计划出版社, 2003.

[3]李星荣等.钢结构连接节点设计手册[M].北京:中国建筑工业出版社, 2005.

[4]童根树, 吴光美.钢柱脚锚栓的设计方法[J].建筑钢结构进展, 2005 (1) .

轴心受压性能 篇5

在钢结构中, 轴心受力构件的应用比较广泛, 如在平面桁架、网架、网壳等结构中的杆件。在工作中实际的压杆与理想的压杆是不一样的, 不可避免地会存在初始缺陷。这些初始缺陷对轴压构件的稳定承载力均有不利的影响。构件的初始缺陷可分为力学缺陷和几何缺陷两种。力学缺陷包括残余应力和截面各部分屈服点不一致等;几何缺陷包括初弯曲和加载初偏心等。其中对于压杆弯曲失稳影响最大的是残余应力、初弯曲和初偏心, 它们均会导致受压构件的稳定承载力下降[1]。本文着重分析计算几何缺陷 (初弯曲和加载初偏心) 对轴心受压构件弯曲屈曲的影响。

2 构件几何缺陷影响基本理论推导

2.1 初弯曲几何缺陷理论推导

若一根杆件, 两端铰接、存在初弯矩的杆件在加载前弯曲状态。假设y0为杆件任意一点A处的初始位移。杆件上作用轴心压力N时, 产生挠度y, 杆件总挠度变成y0+y, 杆件中附加弯矩为N (y0+y) 。采用半波正弦曲线yyÁÁÁvvvÁÁÁsss iii nnn zzz///ll ( (式式中中vv00为为构构件件中中央央初初挠挠度度值) 表示杆件初始弯矩形状, 假设在弹性弯曲作用下, 根据力矩平衡条件, 建立构件平衡微分方程, 得出构件挠度y和总挠度Y的表达式如下:

中点挠度为:

中点的弯矩为

上式是在假定构件为无限弹性理想状况下推到出来的, 理论上轴心受压构件的承载力可达到欧拉临界力, 挠度和弯矩可以无限增大[2]。但实际是不可能的, 因为钢材不是无限弹性的, 在轴力N和弯矩Mm共同作用下, 构件中点截面的最大压应力会首先达到屈服点fy。为分析方便, 假设钢材为完全弹塑性材料, 当挠度发展到一定程度, 构件中点截面最大受压边缘纤维的应力应满足式 (1) 。

式 (1) 称为佩利公式, 求出NN AA, 它表示截面边缘纤维开始屈服时的荷载[4]。

2.2 初偏心几何缺陷理论推导

采用与相同的模型, 在弹性弯曲状态下, 根据力矩平衡条件, 建立杆件平衡微分方程, 经过科学计算, 求解后可得到挠度曲线见下式:

由初偏心的轴心受压构件的荷载—挠度公式可知, 初偏心对轴心受压构件的影响与初弯曲影响类似, 因此为了简单起见可合并采用一种缺陷代表两种缺陷的影响[5]。

3 理论推导结果分析

综合以上理论计算可知:

3.1 随着N的继续增加, 截面由弹性阶段进入塑性状态, 挠度不再呈线性发展, 杆件受力达到极限。

随着杆件塑性变形区发展, N达到最大, 随着挠度的增大, 要维持杆件自身平衡必须进行卸载, 与点对应的极限荷载Nc为存在初始弯曲构件的整体稳定极限承载力, 这种失稳不是理想直杆平衡分枝失稳, 而是极值点失稳, 属于第二类稳定问题。

3.2 求解极限荷载Nc一般采用计算机数值计算法。

当计算硬件达不到要求时可做近似计算。佩利公式是由构件截面边缘屈服准则导出的, 求得的N或00代表边缘受压纤维达到屈服时最大荷载或最大应力, 不是杆件稳定极限承载力, 因此结果偏于安全。目前我国GGBB--5500001188仍仍采采用用该该法法验算轴心受压构件的稳定问题。

3.3 初弯曲与初偏心对同一构件影响对比分析。

对于相同的构件, 当初偏心e0与初弯曲v0相等 (即00相同) 时, 初偏心的影响更为不利, 由于初偏心构件从两端开始就存在初始附加弯矩NNÁÁ, , 按按正割公式求得的00和N比按佩利公式的值略低。

参考文献

[1]AS4100-1990 (1990) , Steel Structures Standards Association of Australia, Sydney, Australia.

[2]Chui, P.P.T. (1997) , Geometric and material nonlinear static and dynamic analysis of steel structures with semi-rigid joints.Ph.D.thesis, Dept.of civil and structural engineering, The Hong Kong Polytechnic Univ., Hong Kong.

[3]周奎.郑七振.翟立祥.空间钢框架结构的二阶渐进弹塑性分析[J].上海理工大学学报, 2004 (1) :53-58.

[4]钟善桐.钢结构[M].北京:中国建筑工业出版社, 1988.

轴心受压性能 篇6

目前,国内外学者已对高强箍筋约束高强混凝土作了深入的研究[1,2,3,4,5,6],其中,对箍筋的配置形式研究较多,如普通箍筋[7]、焊接箍筋[8]、复合箍筋[9,10]以及螺旋箍筋[11]。 传统的箍筋形式对高轴压比的混凝土柱约束效果并不理想,为了提高高轴压比下混凝土柱的变形性能,在普通混凝土柱的基础上提出了双层箍筋约束混凝土柱,其横截面的混凝土处于三种约束状态,分别为非约束混凝土区域、外层箍筋约束混凝土区域和内外层箍筋共同约束混凝土区域。即在外层箍筋的内侧,设计一层箍筋。 但至今为止,有关双层螺旋箍筋约束高强混凝土的研究尚不多见,多数研究仅对该构件进行了数值模拟分析[12,13],由于模型的不确定性,分析结果的可靠性需要进一步商榷。

为了掌握该结构构件的实际受力情况,本文对2 根普通箍筋混凝土柱以及6 根双层箍筋混凝土柱进行轴心受压试验,研究了其在轴心受压状态下的力学变形性能。

1 实验概况

1.1 试件设计与制作

设计制作了6 根双层箍筋圆形混凝土柱试件和2 根普通混凝土柱试件。 设计时考虑的主要影响因素为内外层箍筋间距、箍筋形式、配箍特征值。 双层箍筋柱试件的设计及截面设计见图1。 试件尺寸见表1。 使用自拌混凝土浇筑试件,在浇筑试件的同时制作3 个试块(150mm×150mm×150mm), 根据GB/T 50081—2002 《普通混凝土力学性能试验方法标准》[14]来测试立方体试块的抗压强度。

1.2 测量方案及加载制度

测量内容:圆形构件的轴向承载力以及试件的荷载-应变曲线。

测量方案:在试件的左右两侧对称布置两块位移计,混凝土的轴向位移由标距为800mm的位移计测量,位移计布置如图2 所示。 将4 个应变片竖向黏贴在试件的中部, 用于测量混凝土柱的轴向应变,另外3 个应变片横向贴在试件的中部,用于测量混凝土柱的横向应变。 并使用两部高速摄像机捕捉试件表面裂缝。

加载步骤: 试验加载步骤参考GB/T 50152—2002《混凝土结构试验方法标准 》[15]规定,加载方式采用力-位移混合控制加载方式。 首先按240k N/min力加载到2000k N,再按0.5mm/min位移加载,当试件的承载力降至极限承载力的50%后结束试验。 加载装置如图3 所示。

1.3试件的破坏过程和破坏形态

试件的破坏过程:

(1) 试件DSSC -1、DSSC -3、DSSC -4、DSSC -5。在加载初期,试件处于弹性阶段,表面没有出现任何裂缝,当试件的承载力接近峰值荷载时,构件表面开始出现一系列裂缝,并随着荷载的增加,裂缝继续扩展延伸,继而也产生新的裂缝。 当试件达到峰值荷载时, 试件表面的混凝土裂缝继续扩展,保护层开始剥落,并伴有劈啪声,混凝土保护层剥落区主要集中在试件的中部。 随着实验的进行,核心区域的混凝土横向变形继续增加,由于双层螺旋箍筋的约束作用,核心区域的混凝土处于三向受压状态,试件的承载力缓慢下降。 试件破坏时箍筋被拉断,纵向钢筋被压曲,呈灯笼状向外凸出。 核心区域的混凝土没有明显的剥落,试件表现出了良好的变形性能,试件的破坏属于压碎破坏。 表2 为试件的试验数据以及破坏情况。

(2)试件DSSC-2 和DSSC-6。 在加载初期,试件处于弹性阶段,表面没有出现裂纹,当试件的承载力接近峰值荷载时, 试件表面开始出现细微裂缝,且随着荷载的继续增加,试件表面出现新的裂缝,原有的裂缝继续沿混凝土表面扩展,当试件达到峰值荷载时, 试件表面的混凝土裂缝也继续扩展,保护层混凝土开始剥落,并伴有劈啪的声音,试件的承载力开始迅速下降,最初形成的裂缝贯穿试件表面,混凝土保护层剥落区与水平面之间的夹角大致呈45°。 试件破坏时箍筋未被拉断,纵向钢筋压曲,呈灯笼状向外凸出。 试件的破坏属于剪压破坏。

(3)试件DSCC-10 和DSCC-12。 在加载初期,试件处于弹性阶段,表面没有出现裂纹,当试件接近峰值荷载时,试件表面出现细微裂缝,随着荷载继续增加,试件表面出现新的裂缝,原有的裂缝继续沿混凝土表面扩展, 当试件达到峰值荷载时,试件表面的裂缝迅速扩张, 保护层混凝土大量的剥落, 最初形成的裂缝贯穿试件表面, 混凝土保护层剥落区与水平面之间的夹角大致呈60°。 试件的承载力迅速下降,并伴有巨响,约束区混凝土被压酥,试件破坏时箍筋未被拉断,纵向钢筋压曲,呈灯笼状向外凸出,试件的破坏属于剪压破坏。 普通箍筋试件的破坏形态和双层箍筋试件DSSC-2 及试件DSSC-6 类似。

1.4 实验结果分析

通过对6 根双层箍筋柱以及2 根普通箍筋柱轴心受压试件的实验数据进行处理,绘制了试件的荷载-应变曲线,如图4~图6 所示。 得到了双层螺旋箍筋约束高强混凝土柱轴心受压构件的受力特点,双层螺旋箍筋柱的荷载-位移曲线的上升段基本重合,直至达到极限荷载,且随着箍筋的体积配箍率的增加,荷载-位移曲线的下降段越平缓。 分析试件的延性系数,双层箍筋可以大幅度的提高试件的变形性能。 因此可以得出结论:双层高强螺旋箍筋约束高强混凝土圆形轴心受压构件,可以增加高强混凝土柱的延性,增加试件的变形性能。

注:延性系数 β= Du/Dy;Du为承载力下降至峰值荷载85%时所对应的位移;D为屈服荷载所对应的位移。

2 影响因素分析

2.1 箍筋形式

通过对比分析DSSC -1、DSSC -2、DSSC -3、DSCC-10、DSCC-12 试件荷载-应变曲线发现:约束相同强度的混凝土,普通箍筋试件和双层箍筋试件曲线的上升段基本相似,试件的承载力没有明显区别;然而,通过曲线的下降段以及试件的延性系数可知,普通箍筋试件的变形性能明显比双层箍筋试件要差。

2.2 内外层箍筋间距

当外层螺旋箍筋间距保持不变,改变内层螺旋箍筋间距。 对比分析DSSC-1 与DSSC-4 试件荷载-应变曲线(外层螺旋箍筋间距S=35mm)、DSSC-3 与DSSC-6 试件荷载-应变曲线(外层螺旋箍筋间距S=50mm)以及DSSC-2 与DSSC-5 试件荷载 —应变曲线(外层螺旋箍筋间距S=65mm)。 当内层螺旋箍筋间距保持不变,改变外层螺旋箍筋间距。 对比分析DSSC-1 与DSSC-5 试件荷载—应变曲线(内层螺旋箍筋间距S=35mm),DSSC-3 与DSSC-4 试件荷载-应变曲线(内层螺旋箍筋间距S=50mm),DSSC-2 与DSSC-6 试件荷载-应变曲线(内层螺旋箍筋间距S=65mm)。 对比荷载-应变曲线的下降段可得,随着内外层箍筋间距的减小, 曲线的下降段会变得平缓,且改变内层箍筋间距对试件的变形性能有较大的影响,而改变外层箍筋间距,对箍筋的变形性能影响较小。 当试件内外层箍筋间距较大时, 如试件DSSC-2 与试件DSSC-6,箍筋约束混凝土横向变形能力较弱, 当试件达到峰值荷载后迅速失去承载力,其荷载-应变曲线几乎没有下降段,试件的破坏形态和普通箍筋混凝土柱类似。

2.3 配箍特征值

对比分析试件DSSC-2、DSSC-6 的荷载-应变曲线,得出:在约束高强混凝土时,试件的配箍特征值不能过低,否则试件的破坏形态和普通箍筋混凝土柱类似;对比分析试件DSSC-1、 DSSC-3,DSSC-4、DSSC-5 的荷载- 应变曲线, 得出: 随着配箍特征值的增加,曲线的下降段变得更平缓。 对比8 根试件的荷载-应变曲线可知, 配箍特征值对曲线的上升段几乎没有影响,在曲线的上升段,由于混凝土并没有裂缝产生, 箍筋对混凝土几乎没有约束作用。 而在曲线的下降段,混凝土的横向变形增加,配箍特征值较大的试件能够对混凝土提供更大约束,从而较好的改善混凝土的延性,增加了试件的变形能力。

3 结论

(1)双层箍筋混凝土柱的破坏形态和传统的单层箍筋混凝土柱破坏形态类似,可以分为压碎破坏和剪压破坏。 且随着配箍特征值的提高,试件的破坏形态由剪压破坏转变为压碎破坏。 当试件发生剪压破坏时,外层箍筋被拉断,内层箍筋没有拉断,内外层纵向钢筋被压屈,外层钢筋向外凸出,呈灯笼状。 当试件发生压碎破坏时,内外层箍筋都被拉断,内外层纵向钢筋被压屈, 且外层钢筋向外凸出,呈灯笼状。

(2)通过双层箍筋柱以及普通箍筋柱的荷载-应变曲线的对比分析,可知:约束相同等级的混凝土时, 曲线的上升段和传统的普通箍筋柱类似,试件的承载力相差不大,说明箍筋的增加并不能提高试件的承载力;双层箍筋柱曲线下降段比普通箍筋混凝土柱更加平缓,说明双层箍筋的约束作用可有效提高高强混凝土的延性。

(3)由曲线的下降段可知, 随着内外层箍筋间距的减小,曲线的下降段会变得平缓,改变内层箍筋间距对试件的变形性能有较大的影响,而改变外层箍筋间距,对箍筋的变形性能影响较小。 内外层箍筋间距不宜过大,否则箍筋对混凝土几乎没有约束作用,其荷载-应变曲线几乎没有下降段,试件的破坏形态和普通箍筋混凝土柱相似。