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有限元分析試件ZJ-1、ZJ-2破過程式為：當(dāng)肩梁承載力接近屈服荷載時，腹板受壓區(qū)域出現(xiàn)了屈曲，隨著荷載增大，變形逐漸向斜下方發(fā)展，直至出現(xiàn)一條與水平線成大約45°的斜壓帶，引起翼緣屈曲，最終結(jié)構(gòu)由于變形過大而喪失承載能力。具體破壞形式見圖2，荷載位移曲線見圖4。中柱肩梁在荷載作用下，柱受壓翼緣基本未發(fā)生破壞，而肩梁腹板發(fā)生較大變形；隨著荷載繼續(xù)增大，塑性區(qū)繼續(xù)擴(kuò)展，最終，肩梁由于腹板變形過大而喪失承載力，中柱肩梁的破壞模式為腹板屈曲而引起截面破壞。
BJ-1，BJ-2的破壞過程與試件ZJ-1、ZJ-2不同。表現(xiàn)為當(dāng)肩梁承載力接近屈服荷載時，受壓翼緣發(fā)生輕微屈曲變形；隨著荷載增大，腹板受壓區(qū)域出現(xiàn)了屈曲，形成了一條與水平線成約45°的斜壓帶，最終結(jié)構(gòu)由于變形過大而喪失承載能力。具體破壞形式見圖3，荷載位移曲線見圖5。邊柱肩梁的破壞由受壓翼緣開始，翼緣發(fā)生屈曲后，對腹板的約束減弱，進(jìn)而腹板發(fā)生較大變形，整個截面發(fā)生屈服而喪失承載力，邊柱肩梁的破壞模式為翼緣屈曲而引起的截面破壞。
采用有限元軟件ANSYS進(jìn)行建模分析，鋼材與混凝土的本構(gòu)關(guān)系根據(jù)試驗試件的材性試驗確定，鋼材采用Solid45單元，混凝土采用Solid65單元。Q345鋼的彈性模量E=1.92×105N/mm2，泊松比ν=0.3，屈服強(qiáng)度fy=414N/mm2，極限抗拉強(qiáng)度fu=569N/mm2。Q235鋼的彈性模量E=2.0×105N/mm2，泊松比ν=0.3，屈服強(qiáng)度fy=311N/mm2，極限抗拉強(qiáng)度fu=472N/mm2；混凝土標(biāo)號為C30，不考慮包辛格效應(yīng)影響。鋼材與混凝土的本構(gòu)模型見圖6，有限元模型見圖7。將有限元計算結(jié)果與試驗結(jié)果進(jìn)行比較，見圖8和圖9，荷載位移曲線對比見圖10。經(jīng)過對比可知計算結(jié)果與試驗結(jié)果能夠較好吻合。鋼管混凝土柱肩梁邊柱高厚比有限元參數(shù)分析共設(shè)置5個模型(GHB1~GHB5)，中柱試件共5個模型(GHZ1~GHZ5)。經(jīng)有限元計算，邊柱高厚比模型荷載-位移關(guān)系對比見圖11，具體數(shù)值見表3；中柱高厚比模型荷載-位移關(guān)系對比見圖12，具體數(shù)值見表4。通過比較發(fā)現(xiàn)：邊、中柱肩梁的屈服荷載與極限荷載增加速度隨著高厚比的減小(腹板厚度增加)而減慢。邊柱肩梁腹板厚度每增大2mm屈服荷載增加約152kN；中柱肩梁腹板厚度每增加2mm極限荷載增大約204kN。但隨著高厚比的減小，Py/Pu值逐漸增大，兩者數(shù)值逐漸接近，將對結(jié)構(gòu)的安全產(chǎn)生不利影響。
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