胡 浩 李正良 唐峻峰

(1.重慶文理學(xué)院土木工程學(xué)院, 重慶 402160； 2.重慶文理學(xué)院土木工程防災(zāi)減災(zāi)研究所, 重慶 402160；3.重慶大學(xué)土木工程學(xué)院, 重慶 400045)

鋼管混凝土結(jié)構(gòu)在現(xiàn)今建筑結(jié)構(gòu)中已廣泛應(yīng)用，主要包含矩形、圓形及異形截面等，隨著構(gòu)件承載性能的要求日益提高，為滿足結(jié)構(gòu)設(shè)計及使用，國內(nèi)外學(xué)者首先對箍筋約束混凝土開展了大量探討[1-4]，接著對鋼管混凝土的性能進行了研究[5-7]，得到了豐碩的成果。后期學(xué)者們對新型鋼管混凝土進行了深入的研究，蔡健等給出了帶約束拉桿的方形鋼管混凝土的本構(gòu)關(guān)系[8]，并用于數(shù)值計算，所得結(jié)果與試驗結(jié)果吻合良好；隨后提出了帶約束拉桿方形鋼管混凝土軸壓短柱的承載力簡化計算方法[9]，接著對此類構(gòu)件進行了抗震性能試驗，考察了軸壓比和約束拉桿間距對構(gòu)件極限承載力及變形的影響[10]。周緒紅等對方形鋼管約束混凝土柱進行了大量的靜力及擬靜力試驗，得到了該類構(gòu)件的受力性能及特征，并分別給出了構(gòu)件的斜截面抗剪承載力和軸壓承載力計算方法[11-12]。

綜上可知，學(xué)者們對鋼管約束混凝土及帶拉桿的鋼管混凝土構(gòu)件均進行了大量研究，得到了鋼管及拉桿在構(gòu)件中的作用效應(yīng)，然而對于帶有拉桿的鋼管鋼筋混凝土構(gòu)件的研究還不多見，為進一步了解此類構(gòu)件的承載特征，基于試驗對帶有拉桿的方形鋼管鋼筋混凝土柱開展了軸壓及抗震性能方面的探索，為該類構(gòu)件的推廣應(yīng)用提供參考。

1 試驗研究

1.1 試件設(shè)計

為考察帶有拉桿的薄壁鋼管鋼筋混凝土柱承載力及抗震性能，設(shè)計了1個軸心受壓試件(試件S-1)和2個擬靜力抗震性能試件(試件S-2、S-3)。混凝土等級為C50，鋼筋等級為HRB400級，縱筋為φ14，拉桿為φ6，外鋼管為Q235，厚度為2 mm。試驗試件尺寸及構(gòu)造如圖1所示，試件S-1～S-3配筋完全相同(圖1a、1b)。為避免鋼管承擔(dān)縱向荷載，在距柱上、下兩端10 mm處將鋼管斷開，同時在鋼管端部加焊了一個高度為100 mm，厚度為2 mm的套箍，但試件S-3兩端無加強套箍，且外鋼管被均勻分成三段。

通過材性試驗得試件S-1、S-2及S-3同條件養(yǎng)護下的混凝土立方體抗壓強度fcu分別為43.7，52.3，48.5 MPa，鋼筋及鋼管的力學(xué)性能見表1。

表1 鋼材材性試驗結(jié)果

1.2 加載裝置及測量裝置

試件S-1、S-2、S-3分別在20 000 kN電液伺服壓力機和MTS系統(tǒng)下完成試驗，如圖2a所示，軸壓試驗采取單調(diào)加載，一次性壓潰試驗。試件S-2為普通柱，水平加載端鉸接，與基礎(chǔ)端固接；剪跨比λ1=4.2，試件S-3兩端固定，λ2=1.7(短柱)。

a—試件S-1; b—試件S-2; c—試件S-3。圖2 加載裝置Fig.2 Test setups of specimens

試件S-2、S-3試驗中，首先施加軸力(試驗軸壓比均為0.235)，然后在柱頂端施加水平循環(huán)位移以模擬地震作用，采取位移角控制，見圖3。

圖3 加載制度Fig.3 Loading procedures

試驗測量的內(nèi)容包括變形和應(yīng)變。各試件采用相同的應(yīng)變片布置方案，測量鋼筋、鋼管的應(yīng)變值及變形值，應(yīng)變片、百分表布置位置如圖4、圖5所示。

a—縱筋應(yīng)變片布置; b—拉筋、鋼管應(yīng)變片布置; c—應(yīng)變片平面布置。圖4 應(yīng)變測點平面布置 mmFig.4 Arrangements of strain gauges

a—試件S-1位移測點; b—試件S-2及S-3位移測點布置。圖5 位移測點布置 mmFig.5 Arrangements of displacement gauges

以柱子A表面為例。應(yīng)變片編號規(guī)則為：1)縱筋應(yīng)變片編號“ZA1”中,“Z”表示縱筋；“A”表示試件縱筋編號；“1”表示縱筋測點1。2)拉筋應(yīng)變片編號 “GNA1”中,“GN”表示內(nèi)部拉筋；“A”表示拉筋編號；“1”表示拉筋測點1。3)外鋼殼片編號“GWA1”中,“GW”表示外部鋼殼；“A”表示鋼殼面編號；“1”表示鋼殼測點1。

2 試驗結(jié)果及分析

2.1 破壞形態(tài)(試件S-1)

圖6所示為試件S-1破壞形態(tài)。可知：混凝土受壓發(fā)生壓縮變形，外鋼管對混凝土提供包裹約束作用，柱身混凝土內(nèi)部發(fā)生開裂，體積膨脹，導(dǎo)致鋼管受到混凝土較大的擴張作用，由于鋼殼較薄，加之拉筋的局部約束作用，拉筋之間的鋼殼會鼓出成半波形狀。

圖6 破壞模式Fig.6 Failure modes

2.2 荷載-應(yīng)變、位移曲線(試件S-1)

圖7給出縱筋應(yīng)變隨著軸壓力P的變化曲線。由圖7a～7c可知：角筋A(yù)、B應(yīng)變大于角筋C、D測點處應(yīng)變。由圖7d～f可知：縱筋E、F、G、H應(yīng)變大于I、J、K、L應(yīng)變，主要由于試件澆筑過程中難以保證混凝土及鋼筋位置的均勻?qū)ΨQ，加之外鋼管不夠平整，造成構(gòu)件在軸壓力作用下，發(fā)生輕微偏壓。構(gòu)件A、B兩面所受壓力大于C、D兩面壓力，造成B角壓縮較大，如圖8所示，C面左側(cè)面(即B面)壓縮較大。由圖7還可知：荷載施加至2 200 kN附近時，鋼筋部分測點處應(yīng)變接近2×10-3，鋼筋開始屈服。

圖7 縱筋荷載-應(yīng)變曲線Fig.7 Loading-strain curves of longitudinal rebars

圖8 左側(cè)傾斜的試件 S-1Fig.8 Specimen S-1 of tilt to the left

圖9為柱身不同高度截面處拉筋應(yīng)變隨軸壓力的變化曲線。由圖9a、9b可知，拉筋B、D測點應(yīng)變大于拉筋A(yù)、C測點；由圖9c～9d可知，拉筋應(yīng)變比較接近，此段柱身彎曲很??；由圖9e可知，拉筋B測點應(yīng)變較大，表明柱上端變形較大。由圖9還可知，軸壓力施加至1 600 kN附近時，柱上端拉筋開始屈服，荷載施加至3 000 kN時，拉筋基本全部屈服。

圖10為外鋼管不同位置處鋼管應(yīng)變隨軸壓力的變化曲線。由圖10a、10b、10d可知：柱A面鋼管應(yīng)變較大，尤其柱兩端鋼管應(yīng)變較其他三面應(yīng)變大得多，且另外三面應(yīng)變在柱兩端處變形很接近。圖10b、10c曲線可見鋼管C面柱中，測點應(yīng)變卸載后恢復(fù)為零，基本處于彈性范圍。由圖10可知，對于鋼殼的軸向測點應(yīng)變值大多達到屈服。

圖9 拉筋荷載-應(yīng)變曲線Fig.9 Loading-strain curves of tie bars

圖10 鋼管荷載-應(yīng)變曲線Fig.10 Loading-strain curves of steel tubes

圖11給出了試件S-1的荷載P-軸向平均位移Δ關(guān)系曲線，可知，試件施加至最大軸壓荷載為Pmax=3 550 kN，對應(yīng)位移Δmax=9.16 mm。

圖11 試件軸向位移-荷載曲線Fig.11 The axial loading-displacement curve

2.3 破壞形態(tài)(試件S-2、S-3)

如圖12所示，給出擬靜力試驗試件S-2破壞模式，施加層間位移角至1/12.5?？芍露烁浇炷晾?，切開鋼殼可見受拉壓面處角筋及縱筋壓彎屈服，柱頂端無明顯破壞，結(jié)束加載時，試件底端未產(chǎn)生相對側(cè)移，主要發(fā)生彎曲破壞。

圖12 試件S-2破壞模式Fig.12 The failure mode of specimen S-2

如圖13所示，給出擬靜力試驗試件S-3破壞模式，施加層間位移角至1/37.5?？芍?，柱下端附近混凝土拉裂、壓碎，柱下端四周鋼殼發(fā)生壓屈褶皺現(xiàn)象，柱上端無明顯破壞現(xiàn)象。層間位移角施加至1/200，即水平推力為-90.25 kN時，角筋D處柱下端混凝土開裂。層間位移角施加至1/100，即水平推力為-83 kN時，柱下端B、D兩面鋼殼鼓出，結(jié)束加載時，試件底部由B面向D面產(chǎn)生約20 mm側(cè)移，主要發(fā)生剪切破壞。

圖13 試件S-3破壞模式Fig.13 The failure mode of specimen S-3

2.4 荷載-應(yīng)變曲線

如圖14所示，為試件S-2和S-3的水平荷載T-縱筋應(yīng)變曲線。設(shè)計軸壓比均為0.4，對應(yīng)的試驗軸壓比均為0.235，圖14a～14c為S-2試件曲線，14d～14f為S-3試件曲線，柱B、D兩面為試驗中反復(fù)拉壓面。

由圖14a可知：層間位移角達到1/200，即水平推力為110 kN附近時，柱底端角筋C首先發(fā)生屈服。由圖14a、14b知：層間位移角達到1/75，即水平推力為170 kN附近時柱底端角筋A(yù)、B屈服，柱中部縱筋C屈服。層間位移角達到1/50，即水平推力為190 kN附近時，柱中部縱筋B屈服。由圖14c可知，柱上部角筋均未屈服。由圖14d可知，層間位移角達到1/75，即水平推力為70 kN附近時，柱底端角筋C首先屈服。由14d～14f知，角筋A(yù)、B、D均未屈服。

圖15為試件水平荷載-拉筋應(yīng)變曲線。圖15a～b為S-2試件曲線，15c～d為S-3試件曲線。圖15a可知：由于柱底在水平推力作用下彎曲剪切變形較大，拉筋基本接近屈服。考慮到B、D兩面為反復(fù)拉壓面，加之實際構(gòu)件不完全對稱，正如圖15b所示，拉筋D測點應(yīng)變屈服。由圖15c～d及試驗可知：除底部拉筋C應(yīng)力較大，發(fā)生屈服，其他拉筋(包括柱頂端)應(yīng)變值均很小，基本處于彈性范圍。

由圖14、15可知：由于試件S-2底部彎曲破壞，故縱筋應(yīng)力對稱分布，且柱底端應(yīng)力很大，縱筋屈服，加之拉筋對混凝土及縱筋起到約束效應(yīng)，故部分拉筋應(yīng)變較大；S-3試件底部絕大多數(shù)縱筋及拉筋應(yīng)變很小，處于彈性范圍，試件其他部位無明顯破壞，表明由于拉桿、鋼管約束作用使得試件在端部界面發(fā)生了“集中剪切滑移”破壞。

圖14 縱筋荷載-應(yīng)變曲線Fig.14 Loading-strain curves of longitudinal rebars

2.5 荷載-位移滯回曲線

圖16為試件S-2、S-3滯回曲線，可知：試件在加載初期處于彈性階段，滯回曲線的加載和卸載幾乎重合，滯回環(huán)狹長，在卸載后殘余變形?。欢M入彈塑性階段后，滯回曲線開始彎曲，卸載后殘余變形增大。隨著位移不斷增大，試件的滯回面積逐漸變大，且越顯飽滿；位移繼續(xù)增大，試件的峰值荷載開始下降，卸載后殘余變形更大，滯回環(huán)更加飽滿。

a—試件S-2; b—試件S-3。圖16 水平荷載-水平位移滯回曲線Fig.16 Hysteretic curves of horizontal loads anddisplacement for specimens S-2 and S-3

兩試件軸壓比相同，由于加載方式及約束不同，剪跨比不同，兩者均出現(xiàn)了柱底端發(fā)生混凝土拉裂、壓碎、鋼筋屈服及鋼殼鼓出破壞等現(xiàn)象，但試件S-2鋼殼厚度為2 mm，試件S-3鋼殼厚度為1.5 mm，相對較薄，且試件S-2兩端有加強環(huán)箍，能有效地約束柱端混凝土及柱端鋼殼，防止其過早破壞。由于試件S-3鋼殼較薄，且無加強環(huán)箍，故其柱底端鋼殼屈曲較嚴(yán)重，因此試件S-2耗能能力更高。

2.6 骨架曲線

從圖17所示的試件S-2及S-3骨架曲線可見：骨架曲線大致呈倒“Z”形，則試件在低周反復(fù)荷載下均經(jīng)歷了彈性、塑性的受力階段，試件S-2在達到最大荷載之后，荷載下降很小，而位移有明顯增長，這表明試件S-2較試件S-3具有更好的延性。

—試件S-2； —試件S-3。圖17 試件S-2及S-3骨架曲線對比Fig.17 Comparisons of skeleton curves for specimens S-2 and S-3

2.7 試件延性分析

表2給出骨架線中，屈服點、極限點及其對應(yīng)的位移[13]，并計算出位移延性系數(shù)?？芍簩τ谠嚰-2，其兩個方向的極限位移Δ0.85幾乎相同，但極限荷載T0.85卻略有差別，可見沿兩個主軸方向的延性并不完全相同。對于試件S-3，其兩個方向的極限位移很接近，但極限荷載相差很大。試件S-2正向屈服荷載、極限荷載與試件S-3相比均較大，負向加載時則相反。

表2 試件的屈服點、延性系數(shù)和極限位移Table 2 Yield points, ductility factorsand ultimate displacement

Ty和Δy分別為試件的屈服荷載及位移；Δ0.85為荷載下降至峰值荷載85%時的位移；μΔ為位移平均延性系數(shù)。

試件S-2的平均延性系數(shù)為3.19大于2，滿足鋼筋混凝土結(jié)構(gòu)位移延性系數(shù)大于2.0的要求，表明延性較好。試驗試件S-3的總的平均位移延性系數(shù)為1.54小于2，表明延性較差。

2.8 剛度退化曲線

由圖18剛度退化關(guān)系曲線可知:由于混凝土開裂和鋼材累積損傷等因素影響，隨著加載過程的進行，試件的環(huán)線剛度Ki不斷降低，剛度退化系數(shù)βK不斷減小，在相同尺寸及配筋的前提下，試件S-2剛度比試件S-3退化得快，試件S-3的剛度下降較少。由于試件S-3剛度降低較少，未充分發(fā)揮耗能作用，且由試驗可知，構(gòu)件底端已發(fā)生較大破壞，不宜繼續(xù)承載。

—試件S-2； —試件S-3。圖18 試件剛度退化曲線Fig.18 Stiffness-degradation curves of specimens

3 構(gòu)件承載力分析(試件S-1)

假定方鋼管對核心混凝土的約束模型見圖19，圖中陰影部位為有效約束區(qū)，非陰影部位為弱約束區(qū)，假設(shè)弱約束區(qū)邊界線為一拋物線，約束界線邊切角為θ，b為構(gòu)件截面邊長，as、bs分別為拉桿的水平、豎向間距，由圖19可得鋼管、拉桿對核心混凝土的共同有效約束系數(shù)ke的表達式[8]:

(1)

圖19 核心混凝土的有效約束區(qū)Fig.19 Effectively confined zones of core concrete

此外，由文獻[8]易得混凝土所受約束應(yīng)力及有效約束應(yīng)力分別為：

(2)

(3)

由Mander模型[14]可得約束混凝土軸心抗壓強度為：

(4)

以上式中各參數(shù)含義見文獻[8]。

則方鋼管約束混凝土柱的軸壓承載力可由式(5)計算[12]：

Nu=fccAc+fbAb

(5)

式中：Ac和Ab分別為混凝土和鋼筋的截面面積。

根據(jù)試驗可知，構(gòu)件達到了極限承載力，拉桿和鋼管均達到屈服或接近屈服。為便于比較，混凝土、拉桿和鋼管的應(yīng)力均取設(shè)計強度[15]，約束邊界拋物線假設(shè)為1/4圓弧[12]，即θ=45°。

表3給出了式(5)計算結(jié)果與試驗結(jié)果的比較，可見計算結(jié)果與試驗結(jié)果相差不大，差值在工程允許范圍內(nèi)，拉桿及鋼管的約束效果明顯。

表3 試件S-1軸壓承載力Table 3 Bearing capacity of axial compressionfor specimen S-1

Ne為試驗軸壓承載力；Nu1為截面混凝土與鋼筋承載力的簡單疊加；Nu2為截面鋼管、混凝土與鋼筋承載力的簡單疊加；Nu3為無拉桿的鋼管約束鋼筋混凝土承載力[12]；Nu4為式(5)計算得到的軸壓承載力。

4 塑性鉸長度分析(試件S-2、S-3)

塑性鉸長度是衡量構(gòu)件延性和耗能能力的一個重要指標(biāo)，構(gòu)件端部的局部屈曲范圍可認為是帶拉桿的鋼管約束混凝土短柱的塑性鉸區(qū)。根據(jù)如下經(jīng)驗算式[16]，可得到構(gòu)件等效塑性鉸的計算長度(表4)，式中各參數(shù)含義見文獻[16]，可知由于鋼管拉桿的約束效應(yīng)，構(gòu)件的塑性鉸長度均比純鋼筋混凝土構(gòu)件大，說明耗能增加。

(6)

表4 各試件的塑性鉸長度Table 4 Plastic hinge lengths of specimens

Lp1為fc取混凝土軸心抗壓強度設(shè)計值時對應(yīng)的塑性鉸長度；Lp2為fc取無拉桿鋼管混凝土中混凝土的軸心抗壓強度設(shè)計值時對應(yīng)的塑性鉸長度；Lp3為fc取式(4)計算的fcc時對應(yīng)的塑性鉸長度。

5 結(jié)束語

通過對1個軸心受壓試件(S-1)和2個擬靜力試件(S-2及S-3)的試驗得出：

1)帶有約束拉桿的薄壁鋼管鋼筋混凝土柱軸

心受壓承載力較高，拉桿、薄壁鋼管對混凝土均有約束作用，提高了柱的受壓承載力。

2)試件S-1兩端受力較大，在其端部設(shè)置加強環(huán)箍可以有效約束端部混凝土，防止鋼管向外鼓曲。試件S-2、S-3分別主要發(fā)生柱底端彎曲破壞和底端界面“集中剪切滑移”的剪切破壞。

3)試件S-2滯回曲線較試件S-3更飽滿，耗能能力更強，適當(dāng)增加鋼管壁厚可有效提高試件的承載力及耗能能力，拉桿、鋼管的約束作用，可增加柱端塑性鉸長度，提高構(gòu)件延性。

4)通過分析，給出了帶有拉桿的鋼管鋼筋混凝土柱的軸壓承載力計算式，與試驗結(jié)果比較，吻合良好。