賈金青++馬英超 封碩??

摘要：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(shí)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.

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

中圖分類號：TU398.2 文獻(xiàn)標(biāo)識碼：A

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(jì)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(shí)，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.

湖南大學(xué)學(xué)報(bào)（自然科學(xué)版）2016年

第9期賈金青等：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

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(jì)

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(jì)規(guī)范》，設(shè)計(jì)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(jì)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(gè)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(jì)參數(shù)見表3.

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(gè)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(jì)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(shí)，首先要在柱頂施加目標(biāo)軸力值的40%，然后持載一段時(shí)間后再繼續(xù)加載至目標(biāo)值，并在整個(gè)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(jì)算高度，采用擬靜力位移控制加載，前3個(gè)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(gè)幅值循環(huán)3次.具體循環(huán)加載見圖4.

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)

2.1SHRCSRCN25

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(shí)，梁的左端上部和右端下部同時(shí)出現(xiàn)細(xì)小的豎直裂縫，到0.75%的位移轉(zhuǎn)角時(shí)，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(shí)，梁的左端上部和右端下部的裂縫明顯增多，此時(shí)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(shí)，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(shí)，梁端沒有大的變化，但柱底混凝土豎向裂縫增多.此時(shí)，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(shí)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.

2.2SHRCSRCN38

與SHRCSRCN25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(shí)，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SHRCSRCN25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(shí)，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(shí)，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(gè)循環(huán)中，混凝土破壞的程度都要比SHRCSRCN25嚴(yán)重，同時(shí)伴隨部分碎塊的崩出，混凝土破壞的響聲更加清脆.

2.3SHRCSRCN45

與SHRCSRCN25和SHRCSRCN38相比，當(dāng)實(shí)驗(yàn)軸壓比達(dá)到0.45時(shí)，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(shí)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PΔ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(gè)環(huán).伴隨著加載過程發(fā)展，滯回環(huán)面積增大，形成一個(gè)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(shí)，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(shí)，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(shí)，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(shí)，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(gè)結(jié)構(gòu)，從破壞形式可看出結(jié)構(gòu)屬于壓彎破壞.

Δ/mm（a） SHRCSRCN25

Δ/mm（b） SHRCSRCN38

Δ/mm（c） SHRCSRCN45

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(gè)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SHRCSRCN25結(jié)構(gòu)的曲線，初始階段穩(wěn)步上升，達(dá)到最大載荷時(shí)，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SHRCSRCN38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SHRCSRCN45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.

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

屈服位移計(jì)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.

3.3強(qiáng)度衰減

強(qiáng)度退化是在位移幅值不變的條件下，結(jié)構(gòu)承載力隨荷載反復(fù)循環(huán)次數(shù)的增加而降低的現(xiàn)象.通常用強(qiáng)度退化系數(shù)λi表示，表達(dá)式為：λi=Fij，max /F1j，max ，其中Fij，max 是位移為第i倍屈服位移時(shí)，第3次循環(huán)峰點(diǎn)荷載值；F1j，max 是第i倍屈服位移時(shí)，第1次循環(huán)峰點(diǎn)荷載值.圖9為框架強(qiáng)度退化系數(shù)對比曲線.

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(shí)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(gè)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).

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）.

Ki=+Fi+-Fi+Δi+-Δi（2）

式中：+Fi，-Fi為在某一幅值循環(huán)往復(fù)第i次時(shí)，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(gè)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(gè)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(shí)，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.

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(gè)型鋼混凝土柱子的能量耗散正好吻合[7].

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.

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(jì)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(jì)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(shí)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(gè)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SHRCSRCN45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(jì)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(shí)間內(nèi)應(yīng)變很大，說明柱底部混凝土破壞加劇，同時(shí)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.

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(gè)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(jì)要求.

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