钢管约束型钢混凝土性能试验研究

钢管约束型钢混凝土性能试验研究

钢管约束型钢混凝土柱的合理设置钢筋混凝土柱具有承载能力高、抗火、抗疲劳防滑的特点，以及与钢筋混凝土支架的连接方便等特点。因此，它在中国现有的高层建筑和大型重工厂中得到了广泛应用。为保证型钢与混凝土共同工作,型钢混凝土柱中必须设置由纵筋或箍筋形成的钢筋笼,但型钢混凝土柱的配筋构造较为复杂,在工程设计阶段必须给予细致的考虑,否则将使施工十分困难;且型钢混凝土柱在施工中既有核心型钢部分的钢结构施工,又有钢筋笼的施工,施工量较大。而研究结果表明,即使在有效配置箍筋的条件下,型钢混凝土柱在较高轴压比条件下其延性仍然难以满足抗震要求,因此在抗震工程中应严格限制型钢混凝土柱的轴压比,而对混凝土强度大于C60的型钢高强混凝土柱,其轴压比限值则需进一步降低。轴压比限值低将直接导致柱子截面尺寸大,占用房屋的使用面积,经济效果差。1985年Tomii等人的试验结果表明,在钢筋混凝土超短柱外设置钢管以代替箍筋,钢管不承担纵向荷载,形成钢管约束钢筋混凝土超短柱,可有效提高超短柱的延性和变形能力,满足工程抗震要求;而张素梅等人对钢管约束钢筋混凝土中长柱的试验研究结果表明,钢管约束钢筋混凝土中长柱的抗震性能优越,在工程抗震中可不限制轴压比。因此本文建议在工程实践中可将型钢混凝土柱中的钢筋笼由外包钢管替换,钢管只对核心混凝土起约束作用,不承担竖向荷载,从而形成钢管约束型钢混凝土柱。在钢管约束型钢混凝土柱中,由于不设置由纵筋和箍筋形成的钢筋笼,有利于核心混凝土的浇筑,保证混凝土的质量,且钢管对核心混凝土的约束作用可有效提高柱子的轴压比限值,并有效提高型钢混凝土超短柱的弹塑性层间变形能力。目前国内外对钢管约束型钢混凝土柱的研究还未见报道。本文以轴压比为参数对圆形和方形钢管约束型钢高强混凝土压弯构件的抗震性能进行试验研究,建议了钢管约束型钢混凝土柱的截面抗弯承载力计算方法,并提出设计建议,可为工程实践提供参考。1试验与研究1.1混凝土对比试件的截面尺寸试验以框架柱为研究对象,假定柱子为两端固结模型,先对柱子施加竖向轴力,然后在柱子顶端施加反复作用的水平荷载,以模拟地震荷载。试验研究的主要参数为轴压比。本文共进行了6个试件的试验研究,其中包括2个圆钢管约束型钢高强混凝土柱,1个圆形截面型钢混凝土对比试件,2个方钢管约束型钢高强混凝土柱和1个方形截面型钢混凝土对比试件。圆形截面型钢混凝土对比试件的总用钢量(包括型钢和钢筋)与圆钢管约束型钢混凝土柱(包括型钢和钢管)相同;而方形截面型钢混凝土对比试件的总用钢量(包括型钢和钢筋)与方钢管约束型钢混凝土柱(包括型钢和钢管)相同。如图1所示,试验中将柱子两端的混凝土梁固定,以模拟柱子的两端嵌固模型,混凝土梁的截面为400mm×300mm×800mm,而中间柱子的长度为1200mm。如图1中所示,圆形截面型钢混凝土对比试件的截面直径为226mm,纵筋配置为410,纵筋配筋率为0.78%;柱子箍筋布置为ϕ8@90,全长加密,体积配箍率为1.22%;型钢高度为115mm,翼缘宽度为115mm,翼缘和腹板都采用10mm厚的钢板,实测厚度为9.64mm,型钢含钢率为8.3%。圆钢管约束型钢高强混凝土试件的截面尺寸与对比试件相同,但柱中不布置纵筋和箍筋;型钢高度为150mm,宽度为85mm,型钢翼缘采用10mm厚的钢板,实测厚度为9.64mm,腹板采用3mm厚的钢板,实测厚度3.00mm;圆钢管约束型钢高强混凝土柱的型钢含钢率为5%。方形截面型钢混凝土对比试件的截面边长200mm,纵筋配置为410,纵筋配筋率为0.78%;柱子箍筋布置为ϕ8@90,全长加密,体积配箍率为1.22%;型钢高度和翼缘宽度都为125mm,翼缘和腹板都采用10mm厚的钢板,实测厚度为9.64mm,型钢含钢率为9%。方钢管约束型钢混凝土试件的截面尺寸与对比试件相同,但柱中不布置纵筋和箍筋;型钢高度和宽度都为140mm,型钢翼缘采用6mm厚的钢板,实测厚度为5.76mm,腹板采用3mm厚的钢板,实测厚度3.00mm;方钢管约束型钢高强混凝土柱的型钢含钢率为5%。由图1(b)可见,为保证钢管不承担纵向荷载,在柱上下两端距梁下翼缘15mm处将钢管断开。为防止钢管在端部由于混凝土受压外鼓而造成钢管焊缝撕裂,在钢管端部加强。对于圆形截面,在钢管端部加焊了一个高度为20mm,厚度为6mm的钢板加强环;对于方形截面,在钢管端部加焊了两个高度为20mm,厚度为6mm的钢板加强环,两个加强环的间距为100mm。试件的各种参数和几何尺寸见图1和表1。1.2试验测量装置试验采用日本建研式加载装置,加载装置简图见图2(a)。加载装置主要由L形大梁、四连杆机构、反力架和伺服作动器等组成。四连杆机构可使L形大梁在垂直方向和水平方向自由移动,而不发生转动,从而实现了柱顶为嵌固端的边界条件。水平荷载由固定于反力墙上的水平作动器施加,竖向荷载由安装在分配梁上的一个2500kN油压千斤顶施加。千斤顶由油泵通过溢流阀供油,在试验中实时保持轴力的稳定。千斤顶上设一个2000kN的压力传感器,用以测量轴力。中部的水平反复荷载由液压伺服作动器施加,作动器的最大静态加载值为630kN,最大行程为500mm。分配梁与L形大梁间设有辊轴,以使它们之间能自由滑动。由于四连杆机构不能承担水平方向和垂直方向荷载,所以水平力P和竖向力N即为试件所受的剪力和轴力。图2(b)为试验测量装置。试验的量测内容为荷载-位移曲线和钢管应变变化,因此测量装置包括位移测量装置和应变测量装置。位移测量装置由两个水平位移传感器组成,用于测量水平位移,位移传感器的布置位置为柱子端梁中部和底部。水平位移传感器固定在延伸杆上,延伸杆通过螺栓固定在底部柱端梁上,这样可以保证位移传感器所测位移为柱顶相对于柱底的位移,而不包含整个试件的刚体位移。钢管的应变由电阻应变片测得,在钢管的两端和中间四面分别布置了横向应变片,并在中间四面布置了纵向应变片,即每个试件共布置16片应变片。1.3移双控制试验图3为试验中的水平荷载加载制度。水平荷载的施加采用荷载-位移双控制的方法:试件屈服前,采用荷载控制分级加载,直至试件屈服,对应于每个荷载步循环一次;试件屈服后,采用位移控制,取屈服位移的倍数为级差进行控制加载,对应于每个荷载步循环两次。1.4钢管约束型钢高强混凝土试件破坏模式1.4.1圆形试件的破坏模式图4为圆形截面试件的破坏形态图。由图4(a)可见,圆形截面型钢高强混凝土压弯构件的破坏严重,柱两端出现了严重的塑性铰区,两端弯矩最大处出现了混凝土压溃现象,柱中纵筋和型钢翼缘屈曲,从而导致构件失去竖向和水平承载能力。由图4(a)中可见,在核心型钢翼缘位置出现了一条明显的竖向贯通裂缝,这是在横力弯曲作用下混凝土与型钢界面上出现了黏结破坏;试验过程中,正是由于出现了黏结裂缝,因此柱子的水平承载力开始下降,然后出现了柱端混凝土被压溃及纵筋和型钢翼缘屈曲现象,因此试件的破坏从混凝土与型钢翼缘界面的黏结破坏开始,最终柱端发生严重弯曲破坏导致柱子失去承载能力;试件的整体破坏模式为黏结破坏与弯曲破坏相结合。图4(b)为与圆形截面型钢混凝土对比试件轴压比相同的圆钢管约束型钢高强混凝土柱的破坏形态图。由图4(b)可见,试验结束后,试件并未发生严重的破坏,只是在柱两端的钢管开缝处有混凝土保护层剥落现象。试验结束后将外包钢管移除可见,核心混凝土并无严重的压溃现象,但在核心型钢的两侧翼缘处产生了明显的纵向裂缝,即在往复水平荷载作用下混凝土与型钢翼缘的界面发生了黏结破坏,构件的整体破坏模式为黏结破坏。图4(c)为轴压比为0.3的圆钢管约束型钢高强混凝土柱的破坏形态图。由图4(c)可见,轴压比为0.3的试件破坏模式与轴压比为0.5试件的破坏模式基本相同,试件在柱两端钢管开缝处有保护层剥落现象,但核心混凝土无明显压溃现象,混凝土与型钢翼缘两侧界面处产生了黏结裂缝,柱子的整体破坏模式为黏结破坏。1.4.2方形截面试件的破坏模式图5为方形截面型钢高强混凝土对比试件与方钢管约束型钢高强混凝土压弯构件的破坏模式。由图5(a)可见,型钢混凝土对比试件发生了严重的破坏。在型钢翼缘外侧位置产生了明显的纵向通长黏结裂缝。试验过程中,黏结裂缝出现后,水平承载力开始迅速下降,最终导致柱子两端弯矩最大处混凝土压溃,纵筋屈曲,从而失去水平和竖向承载能力,因此试件的延性较差。由图5(b)可见,与方形截面型钢混凝土对比试件相同轴压比的方钢管约束型钢高强混凝土试件的破坏不明显,试验结束后仅在柱端钢管开缝处有混凝土保护层剥落现象。将外包钢管移除后可见,柱端并无混凝土严重压溃现象,但在型钢翼缘外侧位置有一条通长的纵向黏结裂缝,即试件在水平往复荷载作用下产生了黏结破坏。图5(c)为轴压比为0.3的方钢管约束型钢高强混凝土压弯构件的破坏模式。由图中可见,试件并未发生严重破坏,柱端混凝土无压溃现象,仅产生了横向开裂,且试件未发生型钢翼缘与混凝土界面的黏结破坏。由以上对型钢高强混凝土对比试件和钢管约束型钢高强混凝土压弯构件的破坏模式分析可见,型钢混凝土对比试件的破坏模式为黏结破坏和弯曲破坏的结合,且型钢混凝土对比试件的破坏从黏结破坏开始;两个圆钢管约束型钢混凝土试件的破坏模式为黏结破坏;而一个方钢管约束型钢混凝土试件的破坏模式也为黏结破坏。由对各试件的破坏模式分析可见,无论是型钢高强混凝土压弯构件还是钢管约束高强混凝土压弯构件,在水平地震作用下都有可能发生黏结破坏;因此在工程实践中,两种构件形式都应在型钢翼缘处设置抗剪连接件,通过抗剪连接件的构造措施避免构件的黏结破坏,提高柱子的承载力和抗震性能。1.5轴压比对异形混凝土构件极限变形能力的影响1.5.1圆形试件的滞回曲线与骨架曲线图6为圆形截面型钢高强混凝土对比试件与圆钢管约束型钢高强混凝土柱的滞回曲线。由图6(a)可见,圆形截面型钢高强混凝土对比试件的延性较差,峰值荷载后承载力迅速下降,由于没有充分发挥弹塑性变形,因此构件的耗能性能很差;这是因为混凝土与型钢翼缘界面黏结破坏后,构件的承载力迅速下降,柱端混凝土严重压溃,纵筋与型钢翼缘屈曲,彻底失去承载能力。图6(b)为与圆形截面型钢高强混凝土对比试件相同轴压比的圆钢管约束型钢混凝土柱的滞回曲线。由图中可见,圆钢管约束型钢高强混凝土柱的滞回曲线非常饱满,耗能性能优越,峰值荷载后承载力下降缓慢,具有良好的延性。图6(c)为轴压比为0.3的圆钢管约束型钢高强混凝土柱的滞回曲线,由图中可见,试件的滞回曲线也比较饱满,具有良好的耗能性能,但与轴压比为0.5的试件相比,轴压比为0.3试件的滞回曲线有一定的捏缩效应,耗能性能不如轴压比为0.5的试件;这是因为,在较低轴压比条件下,构件受弯时,截面的混凝土受压区高度较小,即混凝土的有效截面较小,往复荷载作用下混凝土反复开裂和闭合区的高度较大,导致往复荷载作用下截面弯矩方向转变时,刚度降低幅值大,从而出现捏缩效应。两个试件在峰值过后承载力下降缓慢,延性很好。图7为三个圆形截面试件的水平荷载-层间位移角骨架曲线对比,由图中可见,相同用钢量和轴压比条件下,圆钢管约束型钢高强混凝土柱的水平承载力和延性明显高于型钢高强混凝土柱。随轴压比的提高,圆钢管约束型钢高强混凝土柱的抗弯承载力提高,延性稍有降低,但降低不显著,即轴压比对构件的延性无明显影响。图7中破坏点是指承载力下降至峰值荷载的85%时所对应的点,此处的位移为极限位移Δ0.85;当试件的承载力未下降至85%时已经破坏,不能继续加载,则取最大位移为极限Δ0.85。由图中可见,型钢混凝土柱的极限变形能力在1/100左右;型钢混凝土试件的正向和负向层间极限位移角平均值为1/85;而相同用钢量和轴压比的圆钢管约束型钢混凝土试件的极限层间位移角平均值为1/22,远大于型钢混凝土试件。我国当前《建筑抗震设计规范》对钢筋混凝土框架-剪力墙或框架-核心筒结构的弹塑性层间位移角限值为1/100,而对钢筋混凝土框架结构的弹塑性层间位移角限值为1/50;即在钢筋混凝土框架结构中,框架柱应该有超过1/50的变形能力,而在框架-剪力墙或框架-核心筒结构中,框架柱应该有超过1/100的变形能力。本文进行的两个圆钢管约束型钢混凝土的极限层间位移角分别为1/22(轴压比0.5)和1/19(轴压比0.3),远远满足抗震规范的要求,且轴压比对构件的极限层间变形能力影响不大。本文进行的圆钢管约束型钢混凝土压弯构件的最大试验轴压比为0.5,则其设计轴压比为0.8,即在设计轴压比为0.8的条件下,圆钢管约束型钢混凝土压弯构件仍然具有优越的抗震性能,弹塑性层间变形能力远大于规范要求,且轴压比对构件的极限层间变形能力影响不大,因此本文建议在工程抗震中,对于圆钢管约束型钢混凝土压弯构件可不限制轴压比。1.5.2方形试件的滞回曲线与骨架曲线图8为本组试件的荷载-位移滞回曲线。由图8(a)可见,方形截面型钢高强混凝土对比试件的延性较差,达到峰值荷载后,由于混凝土被压溃,纵筋屈曲,试件迅速失去水平和竖向承载能力,延性很差。由图8(b)可见,与方形截面型钢混凝土对比试件相同的方钢管约束型钢高强混凝土构件的延性很好,峰值荷载后承载力缓慢下降;且构件的滞回曲线饱满,耗能性能优越。由图8(c)可见,轴压比为0.3的试件的延性较好,峰值荷载后承载力缓慢下降;与轴压比为0.5的试件相比,轴压比为0.3的方钢管约束型钢高强混凝土构件的滞回曲线不够饱满,即随轴压比的提高,构件的耗能能力提高。图9为3个方形截面试件的水平荷载-层间位移角骨架曲线对比,由图中可见,相同用钢量和轴压比条件下,型钢高强混凝土对比试件的水平承载力稍高于方钢管约束型钢高强混凝土构件(1.066倍),但方钢管约束型钢高强混凝土柱的延性和变形能力远高于型钢高强混凝土对比试件。随轴压比的提高,方钢管约束型钢高强混凝土压弯构件的水平承载力提高,但轴压比对构件的延性无显著影响。方形截面型钢混凝土试件的正向和负向层间极限位移角平均值为1/92;而相同用钢量和轴压比的圆钢管约束型钢混凝土试件的极限层间位移角平均值为1/31,远大于型钢混凝土试件。本文进行的两个方钢管约束型钢混凝土试件的极限层间位移角分别为1/31(轴压比0.5)和1/29(轴压比0.3),完全满足抗震规范对混凝土框架柱的弹塑性变形能力要求。随轴压比由0.3增加至0.5,方钢管约束型钢混凝土柱的极限层间位移角仅由1/29降低至1/31,变化很小,即轴压比对方钢管约束型钢混凝土柱的极限层间变形能力影响不大。本文进行的方钢管约束型钢混凝土柱的最大设计轴压比为0.8(试验轴压比0.5),即在设计轴压比为0.8的高轴压比条件下,方钢管约束型钢混凝土压弯构件的极限层间位移角仍远大于规范限值,且轴压比对方钢管约束型钢混凝土柱的极限层间变形能力影响不大,因此本文建议在抗震工程中,对于方钢管约束型钢混凝土压弯构件,可不限制轴压比。1.5.3圆形与方形钢管约束型钢混凝土的对比图10为圆钢管与方钢管约束型钢混凝土试件的荷载-层间位移角骨架曲线对比。由图10可见,截面面积和用钢量相同的条件下,圆钢管约束型钢混凝土压弯构件的抗弯承载力明显高于相同轴压比的方钢管约束型钢混凝土柱。两种试件的下降段都比较平缓,延性很好,但圆钢管约束型钢混凝土试件的极限层间位移角大于相同轴压比的方钢管约束型钢混凝土试件。2核心约束混凝土的强度试件的实测截面抗弯承载力可由下式求得:Mu=PuL/2+NΔu/2(1)式中:Mu为试件的截面极限抗弯承载力;Pu和Δu分别为峰值荷载及峰值位移,L为试件的长度。本文建议在计算钢管约束型钢混凝土压弯构件的截面极限抗弯承载力时,先由钢管的横向应力求得钢管对核心混凝土的约束应力,进而根据核心约束混凝土的峰值应力公式求得核心约束混凝土的强度:fcc=fco(-1.254+2.254√1+7.94f′rfco-2f′rfco)(2)fcc=fco(−1.254+2.2541+7.94f′rfco−−−−−−−−−√−2f′rfco)(2)式中:fcc为约束混凝土的抗压强度;fco为非约束混凝土的抗压强度;f′r为钢管对核心混凝土的有效约束应力。对于圆形截面,有效约束应力计算方法为:f′r=2tfyD-2t(3)对于方形截面,有效约束应力的计算方法为:f′r=ke2tσhD-2t(4)式中:ke为方钢管对核心混凝土的有效约束系数,ke=0.635;σh为方钢管约束混凝土柱的峰值荷载点钢管横向应力(MPa);σh=95(D/t)0.2≤fy(5)在求得核心约束混凝土的抗压强度后,采用核心约束混凝土的强度fcc,根据欧洲规范EC4的截面全塑性方法计算截面的极限抗弯承载力。图11为本文试验结果与本文建议的修正的EC4计算方法的对比,由图中可见,计算结果与EC4相关曲线吻合较好,且计算结果整体偏于安全。3土压弯构件滞回曲线本文将采用纤维模型数值方法计算钢管约束型钢混凝土压弯构件的滞回曲线。计算中先进行截面的弯矩(M)-轴力(N)-曲率(ϕ)分析,然后由试件的挠曲线变形假定计算试件的荷载(P)-位移(Δ)关系。3.1截面弯矩-速率分析由于钢管不承担纵向荷载,因此在钢管约束型钢混凝土压弯构件的截面弯矩-曲率分析中只考虑核心混凝土和型钢的纵向应力作用。核心约束混凝土的纵向应力-应变关系采用Mander模型,型钢的滞回模型见图12。截面的弯矩-轴力-曲率分析方法具体见文献。3.2钢管约束型钢混凝土压弯构件试验结果分析在构件的P-Δ分析方法中采用的基本假定为:①假定构件从柱中反弯点处到柱端的变形挠曲线为正弦半波曲线;②忽略构件的轴向压缩变形和横向剪切变形的影响。图13为试验测得的钢管应变(εsh/εsh0)变化-柱子转角(Δ/L)曲线;其中,εsh0为轴力施加完毕而水平荷载未施加时的钢管横向应变,εsh为水平荷载施加时钢管的当前横向应变。由图中可看出,随水平位移的增大,钢管的横向应变不断增加,即钢管对核心混凝土的约束逐渐增大。本文根据试验结果回归得到了钢管横向应变-柱转角公式。εshεsh0=1+Δ/L0.003(6)由钢管的横向应变可实时求得钢管的横向应力,从而实时求得钢管对核心混凝土的有效约束应力。计算钢管的横向应力时,钢管的应力-应变曲线可采用理想弹塑性模型;对于方钢管约束型钢混凝土构件,钢管的横向应力小于95(D/t)0.2(MPa)。在钢管约束型钢混凝土压弯构件的滞回曲线计算过程中,随水平位移的增加,钢管对核心混凝土的约束不断增大,因此计算中需不断变化核心混凝土的骨架曲线。本文在进行计算中假定,一旦钢管的横向应力增大到当前的值,则位移减小时钢管的横向应力保持不变。这是因为如果混凝土处于弹塑性卸载阶段,当混凝土的应力状态由骨架曲线卸载至0时,混凝土的纵向和横向应变降低很小。在水平荷载施加前的轴力计算中,本文假定核心混凝土不受横向的约束应力,采用素混凝土的本构关系进行平衡,计算轴力施加结束时的截面纵向应变。对于轴力加载完毕而水平荷载未施加时的钢管横向应变值,本文在数值计算中采用以下的计算方法:在轴力平衡后,记录截面的压应变值,由混凝土的压应变乘以混凝土的泊松比νc,就得到钢管在轴力加载完毕时的钢管横向应变值。根据本文的试验结果,采用文献中的混凝土泊松比νc表达式:{νc=0.2‚ε/εco≤0.61νc=0.54(εεco)2‚0.61<ε/εco≤3(7)则钢管约束型钢混凝土压弯构件荷载-位移滞回曲线的计算步骤如下:(1)对构件跨中截面施加外轴力N0,假定跨中截面形心处应变为ε0;由素混凝土及钢筋和型钢的本构关系,求出各单元应力σi,将各单元应力集装为内轴力N,验证内外轴力是否满足平衡条件,若不满足则调整ε0,直至满足内外力平衡条件为止,记录轴力作用下跨中截面各单元形心应变;(2)由轴力平衡后的截面应变和混凝土泊松比公式,计算并记录钢管的初始横向应变εsh0;(3)施加水平位移Δ,根据挠曲线公式求得试件跨中曲率ϕ及