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    鋼管混凝土柱-鋼梁穿筋節(jié)點(diǎn)低周反復(fù)荷載下受力性能

    2012-05-31 08:42:30湘,潤,君,
    大連理工大學(xué)學(xué)報 2012年1期
    關(guān)鍵詞:梁端牛腿鋼梁

    王 清 湘, 劉 士 潤, 司 炳 君, 王 剛

    (大連理工大學(xué) 海岸和近海工程國家重點(diǎn)實(shí)驗(yàn)室,遼寧 大連 116024)

    0 引 言

    隨著鋼管混凝土結(jié)構(gòu)在工程上的廣泛應(yīng)用[1],鋼管混凝土結(jié)構(gòu)的節(jié)點(diǎn)作為連接構(gòu)件的關(guān)鍵部位越來越受到關(guān)注.從連接形式上分,圓鋼管混凝土柱-鋼梁節(jié)點(diǎn)主要分為兩大類:一類是外部連接節(jié)點(diǎn);一類是內(nèi)部連接節(jié)點(diǎn).外部連接節(jié)點(diǎn)是在鋼梁翼緣的對應(yīng)位置設(shè)置上下加強(qiáng)環(huán)來傳遞梁端彎矩,主要形式是外加強(qiáng)環(huán)式節(jié)點(diǎn);內(nèi)部連接節(jié)點(diǎn)主要是指在鋼管混凝土內(nèi)部設(shè)置穿心構(gòu)件(如鋼筋、鋼梁、腹板、鉚釘?shù)龋?,直接把全部或部分?nèi)力傳遞給鋼管內(nèi)部的核心混凝土.現(xiàn)行的鋼管混凝土規(guī)程[2、3]只介紹了一種圓鋼管混凝土柱-鋼梁節(jié)點(diǎn)連接形式,即外加強(qiáng)環(huán)式節(jié)點(diǎn).關(guān)于該類節(jié)點(diǎn)的研究已很成熟,應(yīng)用十分廣泛,但外加強(qiáng)環(huán)式節(jié)點(diǎn)加工較困難,用鋼量大,成本高.目前,國內(nèi)關(guān)于圓鋼管混凝土柱-鋼梁節(jié)點(diǎn)其他的連接形式研究還較少.國外一些學(xué)者[4、5]對其他的連接形式進(jìn)行了試驗(yàn)和理論方面的研究,節(jié)點(diǎn)形式包括預(yù)埋焊接變形鋼筋式節(jié)點(diǎn)、內(nèi)埋鉚釘式節(jié)點(diǎn)、穿心腹板加內(nèi)埋鉚釘式節(jié)點(diǎn)、穿心鋼梁式節(jié)點(diǎn)等.

    本文研究的圓鋼管混凝土柱-穿筋連接鋼梁節(jié)點(diǎn)屬于內(nèi)部連接節(jié)點(diǎn).通過低周反復(fù)荷載作用下圓鋼管混凝土柱-穿筋連接鋼梁節(jié)點(diǎn)試驗(yàn),研究這種節(jié)點(diǎn)的受力性能.

    1 試件設(shè)計(jì)

    本文研究的圓鋼管混凝土柱-穿筋連接鋼梁節(jié)點(diǎn)主要構(gòu)造是首先在鋼管上開孔,然后將連接牛腿焊接在鋼管上,最后穿筋并與連接牛腿的翼緣焊接,穿透鋼筋與鋼管圍焊(此部分加工可以在工廠完成,焊接質(zhì)量可以得到保證);然后鋼梁與連接牛腿在現(xiàn)場進(jìn)行連接,其中連接牛腿的腹板與鋼梁腹板采用高強(qiáng)螺栓連接,連接牛腿的翼緣與鋼梁翼緣采用對接焊縫焊接.該節(jié)點(diǎn)具有構(gòu)造簡單、傳力明確、節(jié)約鋼材和施工方便的特點(diǎn).

    共設(shè)計(jì)8個試件.其中試件cs-1、cs-2、cs-4、cs-5為工字鋼梁-穿筋節(jié)點(diǎn),如圖1所示;試件cs-3和cs-6為箱梁-穿筋節(jié)點(diǎn),采用在工字鋼腹板兩側(cè)焊接鋼板的箱梁.cs-3和cs-6除選用箱梁外,其他配置分別與cs-4和cs-5完全相同;試件csd1和cs-d2為焊接箱梁節(jié)點(diǎn),箱梁直接焊在鋼管壁上,均未設(shè)置節(jié)點(diǎn)鋼筋,選用的箱梁分別與試件cs-3和cs-6的箱梁相同.連接牛腿翼緣與工字鋼翼緣采用對接焊縫,其余焊縫均采用8~10mm的角焊縫焊接.鋼管尺寸為219×4.5;鋼材的屈服強(qiáng)度和極限強(qiáng)度如表1所示,鋼管內(nèi)核心混凝土的立方體抗壓強(qiáng)度為70.8MPa.

    圖1 試件Fig.1 Specimens

    表1 鋼材材料參數(shù)Tab.1 Parameters of the steel

    2 測量儀器布置及加載方式

    加載前,在兩側(cè)梁端布置位移計(jì)和荷載傳感器,測量位移和荷載;在節(jié)點(diǎn)鋼筋和鋼管上粘貼應(yīng)變片,測量鋼筋和鋼管的應(yīng)變;在梁柱夾角處放置自制的夾式引伸儀,測量梁柱夾角.試驗(yàn)全程用IMC數(shù)據(jù)采集系統(tǒng)連續(xù)采集各測點(diǎn)的荷載、位移、應(yīng)變等.

    試驗(yàn)加載方式如圖1所示,首先在柱頂施加軸壓力,然后在兩側(cè)梁端同時施加反對稱荷載.整個試驗(yàn)過程保持軸壓恒定.試件cs-1、cs-2、cs-4、cs-5、cs-6采用荷載和位移聯(lián)合控制的加載方式.根據(jù)梁端荷載-位移關(guān)系曲線,在鋼梁受彎屈服前采用荷載控制,每個荷載等級循環(huán)1次;屈服后用位移控制,位移以屈服位移的倍數(shù)遞增,每個位移等級循環(huán)3次,直到試件破壞.由于兩側(cè)鋼梁不可能同時屈服,選擇首先屈服一側(cè)鋼梁的屈服位移作為控制位移,并以該側(cè)鋼梁梁端荷載-位移關(guān)系曲線控制屈服后的加載過程.試件cs-3在達(dá)到極限荷載之前采用荷載控制,之后采用位移控制的加載方式.試件cs-d1、cs-d2采用荷載控制的加載方式.

    表2列出了部分試驗(yàn)結(jié)果.其中θy為節(jié)點(diǎn)連接處彎矩-轉(zhuǎn)角曲線上屈服點(diǎn)的轉(zhuǎn)角;Pθ為節(jié)點(diǎn)連接處彎矩-轉(zhuǎn)角曲線上屈服點(diǎn)的梁端荷載;δy為梁端荷載-位移曲線出現(xiàn)屈服時的梁端位移;Py為梁端荷載-位移曲線上屈服點(diǎn)的梁端荷載;δmax為梁端荷載達(dá)到極限時的梁端位移;Pmax為梁端極限荷載;δult為梁端荷載下降到極限荷載的85%時的梁端位移;μΔ為位移延性系數(shù),μΔ=δult/δy;N為軸壓力;E為試件的總耗能.破壞形態(tài)(1)代表鋼梁翼緣壓屈;(2)代表鋼管管壁撕裂,節(jié)點(diǎn)剪切破壞;(3)代表鋼管管壁撕裂.

    表2 低周反復(fù)荷載作用下節(jié)點(diǎn)的試驗(yàn)結(jié)果Tab.2 Experimental results of joints under low cyclic loading

    3 試驗(yàn)現(xiàn)象及分析

    梁端位移由梁自身(含連接牛腿)、柱子和節(jié)點(diǎn)核心區(qū)的變形3部分組成[6],所以梁端荷載-位移滯回曲線能反映試件整體及其組成部分的力學(xué)性能.結(jié)合梁端荷載-位移滯回曲線,對各試件的破壞位置和形態(tài)進(jìn)行分析.

    3.1 工字鋼梁-穿筋節(jié)點(diǎn)的破壞位置和形態(tài)

    試件cs-1、cs-2、cs-4和cs-5破壞位置和破壞形態(tài)相似,都是在梁端荷載達(dá)到鋼梁受彎屈服荷載,鋼梁受壓翼緣被壓屈,同時鋼梁產(chǎn)生平面外位移(鋼梁未設(shè)側(cè)向支撐).下面以試件cs-1為例進(jìn)行介紹.試件cs-1梁端荷載-位移滯回曲線如圖2所示.

    圖2 試件cs-1梁端荷載-位移滯回曲線Fig.2 Load-deflection hysteretic curve of beam end for Specimen cs-1

    當(dāng)試件cs-1梁端荷載達(dá)到66.84kN,梁端位移為10.31mm時,右側(cè)鋼梁受壓翼緣受壓屈服.鋼梁屈服后,隨著梁端位移和荷載的增大,鋼梁平面外位移顯著增大.最后因右側(cè)鋼梁翼緣受壓屈曲嚴(yán)重、梁端平面外位移過大停止加載.至加載結(jié)束,梁端荷載未降至極限荷載的85%.卸載后,右側(cè)鋼梁仍保持較大的殘余變形,如圖3所示.

    圖3 試件cs-1右側(cè)鋼梁下翼緣壓屈Fig.3 Specimen cs-1:bottom flange buckling of right steel beam

    3.2 箱梁-穿筋節(jié)點(diǎn)的破壞位置和形態(tài)

    3.2.1 試件cs-3 試件cs-3的加載方式是在梁端荷載達(dá)到極限荷載之前采用荷載控制,分別在20,40,…,120,130,139.15kN(極限荷載)各循環(huán)1次,以后用位移控制加載過程,每個位移等級循環(huán)3次.試件cs-3梁端荷載-位移滯回曲線如圖4所示.

    圖4 試件cs-3梁端荷載-位移滯回曲線Fig.4 Load-deflection hysteretic curve of beam end for Specimen cs-3

    當(dāng)梁端荷載達(dá)到110.45kN,梁端位移為14.38mm時,梁端荷載-位移滯回曲線出現(xiàn)屈服.當(dāng)荷載達(dá)到139.15kN(極限荷載),梁端位移為29.64mm(2.1δy)時,受拉節(jié)點(diǎn)鋼筋變形急劇增大,右側(cè)連接牛腿上部的受拉翼緣角部鋼管壁沿豎向開裂,受拉節(jié)點(diǎn)鋼筋與鋼管焊縫處的鋼管壁開裂.為了確定試件cs-3的極限承載力連續(xù)加載,但荷載并未增大,梁端位移卻持續(xù)增加,卸載時梁端荷載降為138.58kN,梁端位移達(dá)到37.94mm,梁端荷載-位移滯回曲線的水平段長達(dá)8.30mm.此時連接牛腿翼緣角部及節(jié)點(diǎn)鋼筋外圍焊縫處的鋼管壁被拉斷,兩個節(jié)點(diǎn)鋼筋之間的鋼管壁未被拉斷,受拉牛腿翼緣角部鋼管豎向裂縫開展很大,分別向上下擴(kuò)展約30mm,如圖5所示.此后梁端荷載顯著下降,可認(rèn)定節(jié)點(diǎn)破壞.當(dāng)鋼管被撕裂時,節(jié)點(diǎn)連接處的抗彎承載力只是略有下降,表明節(jié)點(diǎn)鋼筋對節(jié)點(diǎn)連接處的抗彎能力發(fā)揮了重要作用.

    圖5 試件cs-3鋼管壁撕裂Fig.5 Specimen cs-3:steel tube tearing

    在此后的加載循環(huán)中,隨著位移等級的增大和循環(huán)次數(shù)的增加,連接牛腿受拉翼緣角部的豎向裂縫不斷向上下開展.連接牛腿受拉翼緣角部水平裂縫基本未向中間擴(kuò)展.在梁端荷載達(dá)到極限荷載以后只完成了5個加載循環(huán)即結(jié)束試驗(yàn),梁端荷載下降較大.此5個加載循環(huán)的最大正向荷載為106.62kN,最大負(fù)向荷載為-115.02kN.由于荷載下降,循環(huán)次數(shù)少,對節(jié)點(diǎn)核心混凝土的損傷程度減輕,對鋼管混凝土柱的軸向承載力影響小,試驗(yàn)過程中軸向荷載的波動幅度較小.至試驗(yàn)結(jié)束時節(jié)點(diǎn)上下的鋼管壁未出現(xiàn)明顯的向外鼓脹.

    將節(jié)點(diǎn)處鋼管割掉后,發(fā)現(xiàn)節(jié)點(diǎn)處的核心混凝土表面布滿均勻的斜裂縫,并沒有出現(xiàn)剪切主裂縫.核心混凝土已完全被剪酥,輕輕敲擊后散落.

    3.2.2 試件cs-6 試件cs-6梁端荷載-位移滯回曲線如圖6所示.當(dāng)梁端荷載達(dá)到120.91kN,梁端位移為15.50mm時,梁端荷載-位移曲線出現(xiàn)屈服.當(dāng)梁端荷載達(dá)到149.08kN(極限荷載),梁端位移為30.11mm(1.9δy)時,受拉節(jié)點(diǎn)鋼筋變形急劇增大,右側(cè)連接牛腿上部的受拉翼緣角部鋼管壁沿豎向開裂,受拉節(jié)點(diǎn)鋼筋與鋼管焊縫處的鋼管壁開裂.

    圖6 試件cs-6梁端荷載-位移滯回曲線Fig.6 Load-deflection hysteretic curve of beam end for Specimen cs-6

    在此后的加載循環(huán)中,隨著位移等級的增大和循環(huán)次數(shù)的增加,鋼管壁的豎向和水平撕裂裂縫不斷擴(kuò)展.當(dāng)梁端荷載降為136.11kN,梁端位移為40.79mm(2.6δy)時,連接牛腿受拉翼緣角部鋼管壁的水平裂縫向中間擴(kuò)展,上翼緣頂部和下翼緣底部的鋼管壁被撕斷,角部豎向裂縫分別向上下擴(kuò)展10~20mm,鋼管徑向變形增大,核心混凝土向外鼓脹;當(dāng)梁端荷載降為112.47kN,梁端位移為59.12mm(3.8δy)時,連接牛腿受拉翼緣角部豎向裂縫繼續(xù)發(fā)展,連接牛腿翼緣角部最長的裂縫在受拉翼緣上下的長度分別約為60 mm和80mm,節(jié)點(diǎn)上下的鋼管壁被壓曲,外鼓10~15mm,節(jié)點(diǎn)發(fā)生嚴(yán)重的剪切變形,受壓區(qū)混凝土被壓碎,如圖7所示.同時柱頂豎向位移增大,軸向荷載下降,隨即補(bǔ)加荷載,柱子尚能承受原來的1 200kN軸向荷載.

    將節(jié)點(diǎn)處鋼管割掉后,發(fā)現(xiàn)節(jié)點(diǎn)處的核心混凝土表面布滿均勻的斜裂縫,并沒有出現(xiàn)剪切主裂縫,核心混凝土已完全被剪酥,輕輕敲擊后即散落.

    圖7 試件cs-6鋼管壁撕裂,受壓區(qū)混凝土被壓碎Fig.7 Specimen cs-6:steel tube tearing and core concrete crushing

    3.3 焊接箱梁節(jié)點(diǎn)的破壞位置和形態(tài)

    3.3.1 試件cs-d1 試件cs-d1采用荷載控制的加載方式,分別在5,10,…,40,45kN各循環(huán)1次.試件cs-d1梁端荷載-位移滯回曲線如圖8所示.當(dāng)梁端荷載達(dá)到極限荷載46.94kN,梁端位移為11.64mm時,右側(cè)連接牛腿上部受拉翼緣角部鋼管壁沿豎向開裂.

    圖8 試件cs-d1梁端荷載-位移滯回曲線Fig.8 Load-deflection hysteretic curve of beam end for Specimen cs-d1

    此后持續(xù)加載,梁端變形增大,連接牛腿上部受拉翼緣角部鋼管壁沿豎向開裂裂縫開展較快,梁端荷載下降.當(dāng)梁端荷載降為41.18kN,梁端位移為33.45mm時卸載,此時受拉翼緣角部鋼管壁豎向開裂裂縫向上擴(kuò)展約15mm,向下擴(kuò)展約25mm,如圖9所示.然后擬在梁端施加-50 kN的荷載,但梁端荷載達(dá)到-49.36kN,梁端位移為-9.21mm時,右側(cè)連接牛腿下部受拉翼緣角部鋼管壁沿豎向開裂;當(dāng)荷載達(dá)到極限荷載-51.60kN,梁端位移為-20.74mm時,豎向裂縫長約20mm;持續(xù)加載,隨著梁端變形的加大,豎向撕裂裂縫變長,梁端荷載下降.當(dāng)梁端荷載降為-49.93kN,梁端位移為-42.24mm時卸載,此時受拉翼緣角部鋼管壁豎向裂縫向上擴(kuò)展約30mm,向下擴(kuò)展約30mm.至加載結(jié)束,連接牛腿受拉翼緣處鋼管壁未出現(xiàn)水平撕裂裂縫.

    圖9 試件cs-d1鋼管壁撕裂Fig.9 Specimen cs-d1:steel tube tearing

    3.3.2 試件cs-d2 試件cs-d2采用荷載控制的加載方式,分別在5,10,…,50,55kN各循環(huán)1次.試件cs-d2梁端荷載-位移滯回曲線如圖10所示.

    圖10 試件cs-d2梁端荷載-位移滯回曲線Fig.10 Load-deflection hysteretic curve of beam end for Specimen cs-d2

    當(dāng)梁端荷載達(dá)到極限荷載55.11kN,梁端位移為10.43mm時,左側(cè)連接牛腿下部受拉翼緣角部鋼管壁沿豎向開裂.持續(xù)加載,隨著梁端變形的加大,豎向開裂裂縫開展較快,梁端荷載下降.當(dāng)梁端荷載降為53.93kN,梁端位移為22.45 mm時卸載,此時豎向撕裂裂縫向上擴(kuò)展約10 mm.然后擬在梁端施加-60kN的荷載,當(dāng)梁端荷載達(dá)到-57.62kN時,梁端位移為-25.03 mm,左側(cè)連接牛腿上部受拉翼緣角部鋼管壁沿豎向開裂,裂縫在受拉翼緣上下分別長約25mm和20mm.持續(xù)加載,隨著梁端變形的加大,豎向撕裂裂縫不斷擴(kuò)展,梁端荷載下降.當(dāng)梁端荷載降為-46.24kN,梁端位移為-60.08mm時,豎向撕裂裂縫在受拉翼緣上下分別長約55mm和80 mm.同時連接牛腿上部受拉翼緣處鋼管沿水平開裂;當(dāng)梁端荷載降為-40.79kN,梁端位移為-80.08mm時,豎向撕裂裂縫在受拉翼緣上下分別長約60mm和100mm.左側(cè)連接牛腿上翼緣處鋼管壁被平齊拉斷,如圖11所示.

    圖11 試件cs-d2鋼管壁撕裂Fig.11 Specimen cs-d2:steel tube tearing

    4 試驗(yàn)結(jié)果及分析

    4.1 節(jié)點(diǎn)抗彎承載力的影響因素

    節(jié)點(diǎn)連接處的抗彎承載力與節(jié)點(diǎn)鋼筋的強(qiáng)度、截面積和分布位置,鋼管的強(qiáng)度、壁厚,軸壓力及節(jié)點(diǎn)鋼筋的錨固等因素有關(guān).本文主要研究節(jié)點(diǎn)鋼筋的截面積、分布位置和軸壓力對節(jié)點(diǎn)連接處抗彎承載力的影響.

    由各試件節(jié)點(diǎn)連接處發(fā)生屈服時的梁端荷載(如表2所示),可以看出設(shè)置節(jié)點(diǎn)鋼筋的試件cs-1~cs-6與未設(shè)置節(jié)點(diǎn)鋼筋的試件cs-d1和cs-d2相比具有較高的抗彎能力.設(shè)置節(jié)點(diǎn)鋼筋能顯著提高鋼梁與鋼管直接焊接節(jié)點(diǎn)連接處的抗彎承載力.節(jié)點(diǎn)鋼筋截面積越大,受拉區(qū)節(jié)點(diǎn)鋼筋的形心到受壓區(qū)形心的距離越遠(yuǎn),則節(jié)點(diǎn)連接處的抗彎承載力越高.軸壓力作用下使鋼管產(chǎn)生初始環(huán)向拉應(yīng)力,將削弱鋼管對節(jié)點(diǎn)連接處的抗彎承載力的貢獻(xiàn).軸壓力越大,削弱越大,對鋼梁直接焊接節(jié)點(diǎn)越不利.

    4.2 節(jié)點(diǎn)的延性和耗能能力

    試件cs-1、cs-2、cs-4和cs-5梁端荷載-位移滯回曲線的特征相似.從試件cs-1梁端荷載-位移滯回曲線圖2可以看到,加載過程中,當(dāng)梁端荷載小于鋼梁的受彎屈服荷載前,剛度變化較小,基本處于線彈性.當(dāng)梁端荷載達(dá)到鋼梁的受彎屈服荷載后,剛度逐漸變??;卸載剛度基本保持線彈性,與初始加載時的剛度基本相同.隨著梁端荷載和位移的逐級增大,滯回環(huán)愈加豐滿.此4個試件的梁端荷載-位移滯回曲線均未出現(xiàn)捏縮現(xiàn)象.4個試件都是在鋼梁上形成塑性鉸,所以梁端荷載-位移滯回曲線主要反映鋼梁的滯回特性.從表2中列出的位移延性系數(shù)、總耗能和耗能比可知,此4個試件具有很好的延性和耗能能力.

    試件cs-3和cs-6梁端荷載-位移滯回曲線分別如圖4和6所示.試件cs-3達(dá)到極限荷載以后梁端荷載-位移滯回曲線出現(xiàn)捏縮現(xiàn)象.原因在于,為了確認(rèn)達(dá)到試件cs-3的極限荷載,在梁端加載到極限荷載時仍持續(xù)加載,鋼管撕裂較大,節(jié)點(diǎn)鋼筋滑移較大,因而在以后的加載過程中出現(xiàn)了捏縮現(xiàn)象.試件cs-6的梁端荷載-位移滯回曲線未出現(xiàn)捏縮現(xiàn)象,隨著梁端荷載的逐級增大,滯回環(huán)愈加豐滿.試件cs-3和cs-6都是節(jié)點(diǎn)連接處形成塑性鉸,鋼管撕裂,節(jié)點(diǎn)發(fā)生剪切破壞,所以梁端荷載-位移滯回曲線主要反映的是節(jié)點(diǎn)連接處的彎曲滯回性能和節(jié)點(diǎn)處鋼管混凝土的剪切滯回性能.從表2中列出的位移延性系數(shù)、總耗能和耗能比可知,這兩個試件具有較好的延性和耗能能力.

    試件cs-d1和cs-d2梁端荷載-位移滯回曲線分別如圖8和圖10所示.梁端荷載-位移曲線出現(xiàn)屈服時,梁端變形較小.梁端荷載達(dá)到極限荷載時,鋼管開裂.一旦鋼管開裂,開裂裂縫迅速擴(kuò)展,兩個試件便失去穩(wěn)定的承載能力.試件cs-d1和cs-d2都是節(jié)點(diǎn)鋼管撕裂破壞,延性和耗能能力很差.

    5 結(jié) 論

    (1)穿筋節(jié)點(diǎn)的設(shè)計(jì)符合“強(qiáng)柱弱梁,強(qiáng)節(jié)點(diǎn)弱構(gòu)件”的設(shè)計(jì)原則.一般情況下,塑性鉸產(chǎn)生在鋼梁上,例如cs-1、cs-2、cs-4和cs-5均屬于這種情況.

    (2)當(dāng)梁的剛度較大時,亦可能發(fā)生節(jié)點(diǎn)破壞(例如cs-3和cs-6),其特征為鋼管撕裂,柱內(nèi)混凝土剪壓破壞,即便如此也表現(xiàn)出較好的延性和耗能能力.

    (3)節(jié)點(diǎn)穿筋能夠有效地傳遞梁端彎矩,如節(jié)點(diǎn)鋼筋配置合理,可避免鋼管撕裂,使塑性鉸產(chǎn)生在梁端,穿筋節(jié)點(diǎn)具有很好的延性和耗能能力,可以用于地震區(qū)的框架節(jié)點(diǎn).

    (4)鋼梁與鋼管直接焊接的節(jié)點(diǎn)(例如cs-d1和cs-d2)承載力低,延性和耗能能力很差,不適合用做地震區(qū)的框架節(jié)點(diǎn).

    [1] 劉大海,楊翠如.型鋼鋼管混凝土高樓計(jì)算和構(gòu)造[D].北京:中國建筑工業(yè)出版社,2003

    [2] 哈爾濱建筑工程學(xué)院,中國建設(shè)科學(xué)研究院.CECS 28:90鋼管混凝土結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)與施工規(guī)程[S].北京:中國計(jì)劃出版社,1992

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