高軸壓比作用下型鋼超高強(qiáng)混凝土框架抗震試驗(yàn)研究

賈金青，馬英超，封　碩

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

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高軸壓比作用下型鋼超高強(qiáng)混凝土框架抗震試驗(yàn)研究

賈金青，馬英超?，封碩

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

為了研究型鋼超高強(qiáng)混凝土框架結(jié)構(gòu)的抗震性能，進(jìn)行了3榀單層單跨框架結(jié)構(gòu)擬靜力試驗(yàn)分析，研究了框架結(jié)構(gòu)在低周反復(fù)荷載作用下結(jié)構(gòu)整體的破壞形式和柱根部的破壞過程，并由此分析了與其相對應(yīng)的滯回曲線和骨架曲線，梁端和柱底的應(yīng)變，以及各階段的荷載值和位移值，并通過應(yīng)變情況判別整體結(jié)構(gòu)的變形情況.通過實(shí)驗(yàn)得到框架結(jié)構(gòu)的延性系數(shù)、耗能能力、強(qiáng)度退化和剛度退化.結(jié)果表明，型鋼超高強(qiáng)混凝土框架具有良好的延性，正向和反向的延性系數(shù)相差不大，耗能能力良好，強(qiáng)度和剛度退化比較緩慢，滯回曲線飽滿；柱子是框架結(jié)構(gòu)消耗地震能量的主要組成部分，而梁的約束也提高了結(jié)構(gòu)的整體性和耗能能力，使結(jié)構(gòu)在承載力下降到極限荷載的80%之后，仍能保持結(jié)構(gòu)整體的穩(wěn)定性，同時具有一定的耗能能力，保證了結(jié)構(gòu)在大震作用下，仍擁有一定的承載能力，不至瞬間倒塌.

超高強(qiáng)混凝土；框架結(jié)構(gòu)；滯回曲線；破壞機(jī)制

型鋼超高強(qiáng)高性能混凝土結(jié)構(gòu)目前的研究并不是十分廣泛，并且已有的研究僅僅局限在構(gòu)件的層面，對整體結(jié)構(gòu)的研究仍然很少.本文就是基于此種情況，研究型鋼超高強(qiáng)高性能混凝土框架結(jié)構(gòu)的抗震性能.近年來，對型鋼混凝土結(jié)構(gòu)在反復(fù)荷載作用下的延性、耗能等研究已經(jīng)取得了一定的成果，如薛偉辰[1]研究了四層兩跨高性能混凝土框架的抗震性能；鄭山鎖[2]進(jìn)行了型鋼高強(qiáng)高性能混凝土框架結(jié)構(gòu)地震損傷試驗(yàn)研究；李忠獻(xiàn)[3]研究了翼緣削弱的型鋼混凝土框架整體結(jié)構(gòu)的抗震性能；傅傳國[4]進(jìn)行了預(yù)應(yīng)力和非預(yù)應(yīng)力型鋼混凝土框架受力及抗震性能的實(shí)驗(yàn)研究；鄭文忠[5]進(jìn)行了型鋼混凝土梁-角鋼混凝土柱框架抗震性能試驗(yàn)研究；熊學(xué)玉[6]進(jìn)行了預(yù)應(yīng)力型鋼混凝土框架試驗(yàn)研究和設(shè)計理論分析，但這些研究基本局限在普通混凝土層面，對超高強(qiáng)混凝土的研究非常少.在地震作用下，建筑結(jié)構(gòu)的邊跨往往破壞得很嚴(yán)重，邊節(jié)點(diǎn)和邊柱都會出現(xiàn)很嚴(yán)重的破壞，嚴(yán)重影響了結(jié)構(gòu)整體性.因此，在構(gòu)件研究的基礎(chǔ)上需要進(jìn)一步研究型鋼超高強(qiáng)混凝土框架結(jié)構(gòu)的整體的抗震性能.本文研究了型鋼超高強(qiáng)混凝土框架結(jié)構(gòu)在實(shí)驗(yàn)軸壓比為0.25，0.38，0.45時，柱和梁在整體結(jié)構(gòu)中的破壞過程，并由此分析了框架的荷載-位移滯回曲線和骨架曲線、剛度退化和破壞機(jī)制.破壞過程中梁和柱的破壞對框架結(jié)構(gòu)整體的延性和承載能力的影響.

1　試驗(yàn)概況

本實(shí)驗(yàn)依托于國家自然科學(xué)基金資助的型鋼超高強(qiáng)混凝土結(jié)構(gòu)項(xiàng)目，進(jìn)行了3榀單層單跨型鋼超高強(qiáng)混凝土框架結(jié)構(gòu)在擬靜力作用下的抗震試驗(yàn)研究.重點(diǎn)研究在不同軸壓比條件下，循環(huán)荷載對框架整體的抗震性能影響.

1.1試件設(shè)計

本實(shí)驗(yàn)共研究3榀單層單跨框架，其具體結(jié)構(gòu)形式如圖1，根據(jù)《建筑抗震設(shè)計規(guī)范》，設(shè)計梁柱截面強(qiáng)度比為1.2；柱總高度為1 500 mm，長細(xì)比為7.5，滿足規(guī)范要求小于8的規(guī)定，避免了在加載過程中柱自身出現(xiàn)側(cè)向曲屈現(xiàn)象，而柱子的計算高度為1 200 mm，長細(xì)比等于6；并且梁柱線剛度比小于等于0.45，滿足框架結(jié)構(gòu)的整體抗震要求.

其中混凝土柱采用C100超高強(qiáng)混凝土，梁采用C40混凝土.梁的截面尺寸為160 mm×200 mm.箍筋采用HRB400Φ6的矩形箍.柱子的截面尺寸為200 mm×200 mm，縱筋采用HRB400三級螺紋鋼12Φ10，箍筋采用八字箍和方箍的復(fù)合箍筋HRB400Φ6的鋼筋，箍筋間距為60 mm，梁中縱筋采用HRB335 二級鋼4Φ16，型鋼采用實(shí)腹式I10工字鋼.柱和梁的箍筋間距均為60 mm.此鋼筋和型鋼的采用和布置與單個柱子的具體構(gòu)造一致[7]，主要為了研究對整體結(jié)構(gòu)的抗震影響.

材料屬性通過具體材料試驗(yàn)測得，見表1和表2,詳細(xì)設(shè)計參數(shù)見表3.

表1　鋼材材料性能

表2　混凝土材料性能

表3　試件設(shè)計參數(shù)

圖1　型鋼超高強(qiáng)混凝土框架結(jié)構(gòu)及截面配筋圖

1.2試驗(yàn)加載制度

1.2.1加載裝置

本實(shí)驗(yàn)加載原理與單個柱構(gòu)件的加載原理相近.兩反力鋼梁主要起承擔(dān)柱頂反力的作用，液壓千斤頂施力的最大量程為2 000 kN，而千斤頂?shù)鬃c反力鋼梁之間的滾軸能更好地協(xié)調(diào)柱頂?shù)乃轿灰谱兓?，并保證柱頂受力方向保持不變.水平作動器起到施加水平力的作用，在梁的兩端用兩根絲桿與作動器相連.為了實(shí)現(xiàn)往復(fù)加載，地面鋼梁和機(jī)械千斤頂主要起到約束基礎(chǔ)移動的作用.框架加載裝置和照片如圖2和圖3.

1.2.2加載制度

由于本實(shí)驗(yàn)是型鋼超高強(qiáng)混凝土實(shí)驗(yàn)，并且涉及到的實(shí)驗(yàn)軸壓比含有高軸壓比，N分別為0.25,0.38,0.45(相當(dāng)于設(shè)計軸壓比0.5,0.75,0.9)，柱頂施加軸力大小分別為1 050 kN,1 600 kN,1 920 kN，參數(shù)見表3.故在實(shí)驗(yàn)開始時，首先要在柱頂施加目標(biāo)軸力值的40%，然后持載一段時間后再繼續(xù)加載至目標(biāo)值，并在整個實(shí)驗(yàn)過程中保持豎向軸力大小不發(fā)生變化.施加水平往復(fù)力.實(shí)驗(yàn)以位移轉(zhuǎn)角(θ=δ/L)為機(jī)制，δ代表梁端位移，L代表柱的計算高度，采用擬靜力位移控制加載，前3個循環(huán)以0.25%為增量，每級幅值循環(huán)一次，第四級幅值開始以0.5%位移轉(zhuǎn)角為增量，每個幅值循環(huán)3次.具體循環(huán)加載見圖4.

圖2　加載裝置

圖3　加載照片

圖4　循環(huán)加載圖

1.3測試內(nèi)容和方案

試驗(yàn)主要測試框架結(jié)構(gòu)的水平位移和相對應(yīng)的力；梁端塑性鉸區(qū)縱筋、箍筋的應(yīng)變，型鋼翼緣的應(yīng)變；柱腳復(fù)合箍筋、縱筋的應(yīng)變，柱腳位移轉(zhuǎn)角.

實(shí)驗(yàn)數(shù)據(jù)是通過串聯(lián)兩臺imc 64通道儀器采集的.并且通過連接imc與FCS控制柜，使北京佛力加載系統(tǒng)所施加的力與imc采集的其他數(shù)據(jù)保持同步，這樣便于后期的數(shù)據(jù)對比和處理.

2　試驗(yàn)破壞過程和破壞形態(tài)

2.1SHRC-SRC-N25

實(shí)驗(yàn)在軸力加載到目標(biāo)值的過程中，試件整體并沒有發(fā)生任何變化，水平作動器位移控制加載，依據(jù)δ/L位移轉(zhuǎn)角為加載方式，待加載到0.5%的位移轉(zhuǎn)角時，梁的左端上部和右端下部同時出現(xiàn)細(xì)小的豎直裂縫，到0.75%的位移轉(zhuǎn)角時，梁的裂縫沒有明顯的發(fā)展跡象.繼續(xù)加載到1%位移轉(zhuǎn)角時，梁的左端上部和右端下部的裂縫明顯增多，此時兩柱腳30 mm范圍內(nèi)，柱腳混凝土保護(hù)層開裂出現(xiàn)裂縫，并伴隨著清脆響聲.繼續(xù)加載到1.5%～2.5%區(qū)間，梁端100 mm范圍內(nèi)混凝土裂縫加寬，節(jié)點(diǎn)核心區(qū)出現(xiàn)細(xì)小斜向裂縫.柱腳局部區(qū)域混凝土保護(hù)層壓碎；當(dāng)位移轉(zhuǎn)角達(dá)到3%時，柱腳推拉兩側(cè)混凝土保護(hù)層脫落，裂縫主要集中在柱底20 mm～250 mm范圍，并在柱底200 mm范圍內(nèi)出現(xiàn)許多斜向裂縫，框架柱發(fā)生彎剪破壞.進(jìn)一步加載到3.5%位移轉(zhuǎn)角，梁端100 mm范圍內(nèi)混凝土壓碎脫落，節(jié)點(diǎn)核心區(qū)45°方向出現(xiàn)斜裂縫.當(dāng)達(dá)到4%位移轉(zhuǎn)角時，梁端沒有大的變化，但柱底混凝土豎向裂縫增多.此時，試驗(yàn)承載力已經(jīng)達(dá)到了極限承載力的85%，但本實(shí)驗(yàn)并沒有就此停止，而是待極限承載力下降到了50%時才停止實(shí)驗(yàn)，以便更細(xì)致地觀察整體框架結(jié)構(gòu)的整體性能.

2.2SHRC-SRC-N38

與SHRC-SRC-N25相比，1%位移轉(zhuǎn)角前，破壞過程相似，但在達(dá)到1%位移轉(zhuǎn)角時，柱腳下部出現(xiàn)豎向裂縫.在同幅值下進(jìn)行比較，水平裂縫減少，且裂縫的分布范圍要比SHRC-SRC-N25的分布更加集中，裂縫總體靠近柱的底部.當(dāng)?shù)竭_(dá)3%位移轉(zhuǎn)角時，柱根部混凝土表面翹曲，豎向裂縫向上延伸更快，破壞情況嚴(yán)重.柱底截面核心區(qū)30 mm范圍沒有發(fā)生破壞，同時，梁柱節(jié)點(diǎn)核心區(qū)出現(xiàn)了微小裂縫.在同幅值下軸壓比增大，柱腳破壞更加嚴(yán)重，梁端豎向裂縫更加分散.并且在隨后的每個循環(huán)中，混凝土破壞的程度都要比SHRC-SRC-N25嚴(yán)重，同時伴隨部分碎塊的崩出,混凝土破壞的響聲更加清脆.

2.3SHRC-SRC-N45

與SHRC-SRC-N25和SHRC-SRC-N38相比，當(dāng)實(shí)驗(yàn)軸壓比達(dá)到0.45時，框架整體結(jié)構(gòu)的破壞主要是框架柱的破壞，且梁端的破壞程度小，裂縫開裂程度很低，分布比較分散，節(jié)點(diǎn)核心區(qū)沒有裂縫出現(xiàn).幅值很小時結(jié)構(gòu)就破壞了.柱的裂縫和破壞都更加嚴(yán)重，整體破壞的面積也更大.柱端先形成塑性鉸，梁端混凝土開裂，但沒有嚴(yán)重的破壞，沒有形成塑性鉸.上述柱腳和梁端的具體破壞形式見圖5.

3　試驗(yàn)結(jié)果及分析

3.1滯回曲線

三榀框架的P-δ滯回曲線如圖6，在加載初期，框架結(jié)構(gòu)處于彈性變形階段，每次加載位移很小，變化后幾乎沒有殘余變形.繼續(xù)加載后應(yīng)力-應(yīng)變曲線逐漸彎曲，卸載后存在殘余變形，且曲線變形加快.當(dāng)位移增大到一定值，完成一次加載循環(huán)后，應(yīng)力-應(yīng)變曲線形成一個環(huán).伴隨著加載過程發(fā)展，滯回環(huán)面積增大，形成一個飽滿的梭形.當(dāng)承載力達(dá)到峰值點(diǎn)后，同一幅值承載力下降趨勢不明顯.同時，伴隨發(fā)生的是框架結(jié)構(gòu)整體剛度的退化，強(qiáng)度的衰減，粘滯阻尼系數(shù)的降低.

(a) N=0.25

(b) N=0.38

(c) N=0.45

不同之處主要是隨著軸壓比的升高，柱根部裂縫的出現(xiàn)形式和破壞準(zhǔn)則發(fā)生了變化.在0.25軸壓比時，彎曲破壞產(chǎn)生的水平裂縫成為結(jié)構(gòu)破壞的主要原因.當(dāng)軸壓比為0.38時，斜裂縫、水平裂縫共同作用，水平裂縫是主要的破壞裂縫，截面的破壞形式從彎曲破壞變成了壓彎剪破壞.當(dāng)軸壓比為0.45時，豎向裂縫、斜裂縫和水平裂縫共同作用，并且豎向裂縫開裂要快于前兩個結(jié)構(gòu)，從破壞形式可看出結(jié)構(gòu)屬于壓彎破壞.

δ/mm

δ/mm

δ/mm

3.2骨架曲線

型鋼超高強(qiáng)混凝土框架的骨架曲線分別是框架結(jié)構(gòu)在不同的實(shí)驗(yàn)軸壓比0.25,0.38,0.45的情況下，滯回曲線各個循環(huán)加載第一次達(dá)到的水平力最大峰值點(diǎn)，并依次相連得到的包絡(luò)曲線，見圖7.對于SHRC-SRC-N25結(jié)構(gòu)的曲線,初始階段穩(wěn)步上升，達(dá)到最大載荷時，保持一段平穩(wěn)的耗能階段，然后緩慢地下降，下降段光滑平穩(wěn)，沒有明顯的拐點(diǎn)，說明結(jié)構(gòu)不會突然發(fā)生承載力急劇下降的情況，保證了結(jié)構(gòu)的整體穩(wěn)定性；對于SHRC-SRC-N38結(jié)構(gòu)曲線，相同位移幅值下，峰值荷載略有增加，承載力拐點(diǎn)明顯；而對于SHRC-SRC-N45結(jié)構(gòu)曲線，與前者相比承載力拐點(diǎn)更明顯，下降段陡峭.表明試件失去承載力更迅速，整體穩(wěn)定性也變得很差.說明承載力的提高，對框架整體結(jié)構(gòu)穩(wěn)定性影響很明顯.

δ/mm

上述骨架曲線根據(jù)能量等效面積方法計算[7]和取點(diǎn)，具體見圖8和表4.

屈服位移計算公式見式(1).圖8中梯形OECΔm與曲邊形OABCΔm面積相等，推導(dǎo)得

Δy=2(Δu-A/Pm)

(1)

式中，A為曲邊形OABCΔm面積.

圖8　框架骨架曲線特征點(diǎn)

試件加載方向結(jié)構(gòu)屈服點(diǎn)最大荷載點(diǎn)極限荷載點(diǎn)Fy/kNΔy/mmFm/kNΔm/mmFu/kNΔu/mmSHRC-SRC-N25正向280.7116.72300.3823.26240.339.1反向-300.2-15.38-326.22-20.56-261-37.47SHRC-SRC-N38正向293.7411.5317.2817.18253.829.29反向-260-13.25-284.37-16.16-227.5-31.37 SHRC-SRC-N45正向292.611.34332.613.89266.127.3反向-279.74-13.7-318-19.15-254.4-33.86

3.3強(qiáng)度衰減

從圖9中可以看出，N25的試件強(qiáng)度退化相對穩(wěn)定，在±(10～30 mm)的范圍內(nèi)，強(qiáng)度迅速衰減，是因?yàn)榻Y(jié)構(gòu)達(dá)到屈服位移，試件本身產(chǎn)生了一定的破壞，隨著循環(huán)次數(shù)的增加，破壞程度也在進(jìn)一步加劇，同時伴有整體能量的耗散.在達(dá)到一定位移之后，同幅值下各循環(huán)退化整體穩(wěn)定，幅值的增長并沒有使強(qiáng)度衰減加快，而是處于一個相對穩(wěn)定的區(qū)域變化，說明結(jié)構(gòu)在破壞后整體穩(wěn)定性很好.N38試件的破壞整體呈下降趨勢，強(qiáng)度退化速率加快.N45的退化速率加快，結(jié)構(gòu)達(dá)到極限位移之后，每次循環(huán)過程中其自身的損傷都非常嚴(yán)重.上述現(xiàn)象可以說明，軸壓比的變化直接影響著框架結(jié)構(gòu)的穩(wěn)定性，在一定變形條件下，結(jié)構(gòu)強(qiáng)度退化與其承載力隨反復(fù)加載次數(shù)增加而降低的特性有關(guān).

δ/mm

3.4剛度退化

剛度退化是加載過程中，隨著位移幅值和循環(huán)次數(shù)的增加，試件剛度逐漸退化，最終達(dá)到試件的剛度無法抵抗地震的作用.本文根據(jù)文獻(xiàn)[8]主要研究了框架在不同軸壓比的作用下，結(jié)構(gòu)正、反向最大荷載的絕對值與對應(yīng)的位移絕對值和的比值.采用平均割線剛度Ki表示，公式如(2).

(2)

式中：+Fi，-Fi為在某一幅值循環(huán)往復(fù)第i次時，正、反向最大荷載值；+Δi，-Δi是與其相對應(yīng)的位移；i是循環(huán)的次數(shù).

從圖10可以看出，3個試件的初始剛度不同，下降后的剛度也不同，只有在15～25 mm位移范圍內(nèi)，三者的割線剛度接近，近似交于一點(diǎn).此段是3個框架都達(dá)到了最大荷載點(diǎn)的范圍.圖10曲線的變化說明，達(dá)到最大荷載時，不同軸壓比的試件曲線會交于極限割線剛度點(diǎn)，然后曲線彼此分開；軸壓比越大，剛度的初始值也越大，并且3條剛度退化曲線都接近于線性變化，軸壓比越大，剛度退化越明顯，曲線的斜率越大；在高軸壓比下，試件相同幅值每次循環(huán)的剛度退化較為明顯，沒有明顯的踏步段，低軸壓比的試件第1次和第2次循環(huán)剛度退化較快，2，3次循環(huán)剛度沒有明顯的退化.

δ/mm

3.5能量耗散

根據(jù)文獻(xiàn)[9]的能量耗散準(zhǔn)則依據(jù)圖11，結(jié)構(gòu)整體耗散能量的能力隨往復(fù)加載逐漸加強(qiáng)，加-卸載循環(huán)一次所形成的滯回環(huán)面積不斷增大，這與結(jié)構(gòu)屈服后整體結(jié)構(gòu)的破壞有密切關(guān)系.從圖12觀察，軸壓比高的試件在達(dá)到屈服荷載前整體的耗能能力非常相近.而軸壓比N25試件變化相對較平穩(wěn).框架結(jié)構(gòu)的能量耗散能力與單個型鋼混凝土柱子的能量耗散正好吻合[7].

圖11　能量耗散準(zhǔn)則

δ/mm

結(jié)構(gòu)的延性是通過實(shí)際的極限位移Δu和屈服位移Δy的比值求得，公式為μ=Δu/Δy，三榀框架的延性系數(shù)見表5.

表5　位移延性系數(shù)

三榀框架在不同軸壓比的情況下，延性系數(shù)相差不大，但總體的延性系數(shù)都比較小，和型鋼混凝土柱子[10-12]比較相差很大.主要是由于超高強(qiáng)混凝土結(jié)構(gòu)的延性系數(shù)很小，并且根據(jù)《建筑抗震設(shè)計規(guī)范》的規(guī)定，隨著混凝土標(biāo)號的增加，結(jié)構(gòu)的軸壓比限值逐漸下降.本試驗(yàn)的試驗(yàn)軸壓比分別為0.25，0.38，0.45，換算成設(shè)計軸壓比已經(jīng)遠(yuǎn)遠(yuǎn)超過普通混凝土規(guī)范的限值.但又因?yàn)槌邚?qiáng)混凝土主要是在高壓力下工作，并且高軸壓比框架在屈服時出現(xiàn)壓屈的現(xiàn)象，屈服位移可能有所降低，而軸壓比增大到一定程度對結(jié)構(gòu)的影響就不夠明顯，結(jié)構(gòu)的極限位移沒有大的變化.因此，高軸壓比結(jié)構(gòu)的延性系數(shù)可能會比低軸壓比的延性系數(shù)大一些，但往往不會高出太多.

3.6應(yīng)變分析

在試驗(yàn)過程中，梁端總是先出現(xiàn)裂縫，但到試驗(yàn)后期，整個試驗(yàn)的結(jié)束又是以柱子的承載力為判別依據(jù).故型鋼、縱筋、復(fù)合箍筋的應(yīng)變對判斷結(jié)構(gòu)的破壞情況有著重要的意義.通過試驗(yàn)觀察，隨軸壓比的升高，梁端的破環(huán)逐漸減弱，裂縫間距增大，而柱底部的破壞加劇，裂縫發(fā)展的速度加快.本文取SHRC-SRC-N45作為研究對象,如圖13.

通過應(yīng)變情況可以看出，梁端比柱根部先進(jìn)入屈服狀態(tài)，即梁端塑性鉸先于柱根部出現(xiàn)，滿足強(qiáng)柱弱梁的設(shè)計要求.進(jìn)一步分析破壞形式，梁端的破壞屬于受拉破壞，而柱子的型鋼和縱筋屬于受壓破壞，復(fù)合箍筋在加載前期變形較??；在加載后期，短時間內(nèi)應(yīng)變很大，說明柱底部混凝土破壞加劇，同時在極限破壞前八字箍筋所約束部分整體性較好，而方箍先于八字箍屈服，說明方箍所受的混凝土側(cè)向擠壓和縱筋屈曲向外的張力大于八字箍筋.

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4　結(jié)　論

通過對三榀型鋼超高強(qiáng)混凝土框架結(jié)構(gòu)的研究，分析了結(jié)構(gòu)在高軸壓比條件下的抗震性能，得到以下結(jié)論：

1)低軸壓比試件的滯回性能要比高軸壓比的好，滯回環(huán)飽滿，屈服位移后有著較為平緩的下降段.高軸壓比試件在屈服位移后，滯回環(huán)較為飽滿，但其承載力下降得快.滯回曲線峰值點(diǎn)處變化與柱子的滯回曲線有所不同，這反映了框架結(jié)構(gòu)的受力不同于單個型鋼混凝土柱子.

2)軸壓比越高，位移幅值越小，往復(fù)加載過程中強(qiáng)度的衰減越明顯.

3)在不同軸壓比作用下，軸壓比越高，試件的初始剛度越大，加載過程剛度退化也越嚴(yán)重.并且在同一幅值下，2，3次循環(huán)的剛度退化也非常明顯，沒有顯著的平臺段.

4)結(jié)構(gòu)在每級幅值下，完成一次完整的滯回后，能量耗散總體呈下降趨勢，說明在實(shí)驗(yàn)過程中，結(jié)構(gòu)本身能量耗散的能力減弱.

5)位移延性系數(shù)，在不同軸壓比下相差不大，與同種條件的型鋼混凝土柱子相比，位移延性系數(shù)減少30%～60%.型鋼超高強(qiáng)混凝土框架結(jié)構(gòu)軸壓比的大小對整體結(jié)構(gòu)的位移延性系數(shù)影響相對穩(wěn)定.

6)隨著軸壓比的增加，梁端和柱根部的塑性鉸從梁端轉(zhuǎn)移到了柱根部，并且軸壓比越大，梁端部的破壞就越小.相反，柱根部破壞的就越嚴(yán)重.

7)梁端先于柱底部屈服，結(jié)構(gòu)滿足“強(qiáng)柱弱梁”的抗震設(shè)計要求.

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Study of Seismic Performance of Steel Ultra High Strength Concrete Frames Under the Effect of High Axial Compression Ratio

JIA Jin-qing,MA Ying-chao?,FENG Shuo

(State Key Lab of Coastal and Offshore Engineering,Dalian Univ of Technology,Dalian,Lianoning116024,China)

In order to study the seismic performance of steel reinforced ultra-high strength concrete frame structure,three quasi-static cyclic tests of steel reinforced super-high strength concrete frames with one-story and one-bay were carried out.The global failure modes as well as the local failure at the bottom column-end under low-cycle reversed load were examined.The hysteretic and skeleton curves were analyzed,and the strain of the beam end and column bottom was evaluated.Meanwhile,the loading and displacement values at different stages were evaluated,and the global deformation of the entire structure was further understood through the development of local strains.Furthermore,the strength,ductility,and energy-dissipation capacity of the frame structures were obtained through the tests.The test results show that the steel reinforced ultra-high strength concrete frames exhibit good ductility and energy dissipation capacity,showing little discrepancy between forward reverse ductility coefficient,slow degradation of strength and stiffness,and plump hysteretic curve.It is also concluded that most of the earthquake energy is dissipated in columns,while the constraint effect of beams improves the global stability of frame structure as well as energy dissipation capability especially after the load-carrying capacity decreases to 80 percent of the ultimate load,which provides the effective load-carrying capacity in structures under severe earthquakes,and thus sudden collapse of the frame structure can be avoided.

ultra-high strength concrete; frame structure; hysteretic curve; failure mechanism

1674-2974(2016)09-0001-09

2015-09-05

國家自然科學(xué)基金資助項(xiàng)目(51178078),National Natural Science Foundation of China(51178078)

賈金青(1962-)，男，河北滄州人，大連理工大學(xué)教授，博士生導(dǎo)師

?通訊聯(lián)系人，E-mail: mayingchao1985@163.com

TU398.2

A