混凝土組合柱抗震試驗(yàn)范文

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《自然災(zāi)害學(xué)報(bào)》2014年第二期

1試驗(yàn)結(jié)果

1．1承載力實(shí)測(cè)所得各試件的開(kāi)裂荷載、屈服荷載、極限荷載值見(jiàn)表2。表中:Fc為開(kāi)裂荷載，指試件混凝土開(kāi)裂時(shí)的水平荷載;Fy為屈服荷載，分別給出了正負(fù)兩個(gè)方向的屈服荷載及其均值;Fu為極限荷載，分別給出了正負(fù)兩個(gè)方向的極限荷載及其均值;μcu表示Fc與Fu的比值;μyu表示Fy與Fu的比值。由表2可知:(1)與SRCG－1相比，SRCG－2的屈服荷載、極限荷載分別提高了22．50%，20．08%;(2)與SRCG－1相比，SRCG－3的屈服荷載，極限荷載分別提高了30．25%，24．14%;(3)與SRCG－2相比，SRCG－3的屈服荷載，極限荷載分別高了6．32%，3．38%;(4)3個(gè)試件的μcu均值為0．314，μyu均值為0．801。

1．2位移與延性實(shí)測(cè)各試件的位移和延性系數(shù)見(jiàn)表3。表中:Uc為試件開(kāi)裂荷載Fc所對(duì)應(yīng)的開(kāi)裂位移;Uy是與屈服荷載Fy對(duì)應(yīng)的屈服位移;Uu為與極限荷載Fu對(duì)應(yīng)的荷載峰點(diǎn)位移;Ud為最大彈塑性位移，取荷載下降至極限荷載85%時(shí)的位移;位移延性系數(shù)μ=Ud/Uy;屈服位移角θy=Uy/H;荷載峰點(diǎn)位移角θu=Uu/H;最大彈塑性位移角θd=Ud/H，H為水平加載點(diǎn)距試件基礎(chǔ)頂面的高度，H=1000mm。由表3可知:(1)與SRCG－1相比，SRCG－2的彈塑性最大位移高11．72%;(2)與SRCG－1相比，SRCG－3的彈塑性最大位移高30．67%;(3)與SRCG－2相比，SRCG－3的彈塑性最大極限位移高16．97%;(4)3個(gè)試件的屈服位移角均值為1/159，與極限荷載對(duì)應(yīng)的位移角均值為1/59，彈塑性最大位移角均值為1/43，延性系數(shù)均值為3．676。

1．3剛度及其退化過(guò)程實(shí)測(cè)各試件剛度及退化系數(shù)見(jiàn)表4。3個(gè)試件的“剛度K－位移角θ”全過(guò)程曲線見(jiàn)圖3。表4中:K0為試件初始彈性剛度;Kc為試件開(kāi)裂割線剛度;Ky為試件屈服割線剛度;βco=Kc/Ko，表示試件從初始階段到開(kāi)裂時(shí)剛度的衰減;βyc=Ky/Kc，表示試件從開(kāi)裂到屈服時(shí)剛度的衰減;βyo=Ky/Ko，表示試件從初始階段到屈服時(shí)剛度的衰減。由表4、圖3可見(jiàn):(1)與SRCG－1相比，SRCG－2的初始剛度、屈服剛度分別提高了11．13%，10．3%;(2)與SRCG－1相比，SRCG－3的初始剛度、屈服剛度分別提高了22．81%，13．38%;(3)與SRCG－2相比，SRCG－3的初始剛度、屈服剛度分別高了4．48%，2．79%;(4)3個(gè)試件的初始剛度均值為97．59kN•mm－1，開(kāi)裂剛度均值為78．48kN•mm－1，屈服剛度均值為59．17kN•mm－1;(5)開(kāi)裂剛度和初始剛度比值的均值為0．805，屈服剛度和開(kāi)裂剛度比值的均值為0．754，屈服剛度和初始剛度比值的均值為0．607。

1．4滯回特性和耗能實(shí)測(cè)得到的3個(gè)試件的“水平荷載F－水平位移U”滯回曲線見(jiàn)圖4(a)－圖4(c)，骨架曲線的比較見(jiàn)圖4(d)。滯回環(huán)包圍面積的積累反映了結(jié)構(gòu)彈塑性耗能的大小，因3個(gè)試件在加載過(guò)程存在一些差異，本文取滯回曲線外包絡(luò)線所包圍的面積作為比較用的耗能值。各試件的耗能實(shí)測(cè)值見(jiàn)表5。由圖4、表5可知:(1)與SRCG－1相比，SRCG－2的滯回環(huán)飽滿，中部捏攏輕，彈塑性變形能力明顯提高;(2)與SRCG－1相比，SRCG－3的滯回環(huán)飽滿，彈塑性變形能力顯著提高;(3)與SRCG－2相比，SRCG－3的滯回環(huán)中部捏攏相對(duì)大些，但彈塑性變形能力較強(qiáng)，骨架曲線比較可見(jiàn)二者在1/60位移角之前，骨架曲線基本重合，之后SRCG－3的延性相對(duì)好些;(4)與SRCG－1相比，SRCG－2的耗能提高了42．42%，SRCG－3的耗能提高了75．03%。

1．5殘余變形實(shí)測(cè)所得3個(gè)試件的“殘余變形Up/U－位移U”關(guān)系曲線見(jiàn)圖5，圖中:縱坐標(biāo)Up/U為試件在水平加載方向的殘余變形，它為第i次循環(huán)加載峰值點(diǎn)對(duì)應(yīng)的水平位移與卸載至零時(shí)對(duì)應(yīng)的殘余水平位移的比值的倒數(shù);橫坐標(biāo)U為試件在加載點(diǎn)處的水平位移，它定義為第i次加載峰值點(diǎn)所對(duì)應(yīng)的實(shí)測(cè)水平位移。由圖5可知:(1)各試件的殘余變形Up/U隨水平位移U的增長(zhǎng)而增加，但增加的速度經(jīng)歷了從快到慢的過(guò)程:初始階段殘余變形相對(duì)值增長(zhǎng)較快，而后期殘余變形相對(duì)值的增長(zhǎng)較慢，趨于平緩。(2)3個(gè)試件水平位移相同時(shí)，SRCG－3的殘余變形相對(duì)值小于SRCG－2，SRCG－2的殘余變形相對(duì)值小于SRCG－1，說(shuō)明在SRCG－3的彈塑性變形能力好于SRCG－2，SRCG－2的彈塑性變形能力好于SRCG－1。應(yīng)用Matlab軟件進(jìn)行編程，對(duì)“殘余變形Up/U－位移U”數(shù)據(jù)點(diǎn)進(jìn)行擬合，可以得出對(duì)應(yīng)的三次方擬合曲線，式中:表示橫坐標(biāo)值U，表示縱坐標(biāo)值Up/U。對(duì)于試件SRCG－1:a=0．000043，b=－0．002577，c=0．071786;對(duì)于試件SRCG－2:a=0．000021，b=－0．001566，c=0．055788;對(duì)于試件SRCG－3:a=0．000027，b=－0．001702，c=0．052718。各試件單獨(dú)的擬合曲線和數(shù)據(jù)點(diǎn)對(duì)比圖見(jiàn)圖6(a)。對(duì)3個(gè)試件的“殘余變形Up/U－位移U”全部數(shù)據(jù)點(diǎn)進(jìn)行擬合，可得出擬合曲線y=ax3+bx2+cx，其中:a=0．000015，b=－0．001599，c=0．058933。其擬合曲線和數(shù)據(jù)點(diǎn)見(jiàn)圖6(b)。

1．6破壞特征試件SRCG－1、SRCG－2、SRCG－3最終破壞時(shí)的形態(tài)見(jiàn)圖7。(1)試件SRCG－1:首先在翼緣外側(cè)出現(xiàn)短小水平裂縫，并逐步向翼緣的側(cè)面及翼緣內(nèi)側(cè)延伸;之后在腹板中和軸兩側(cè)出現(xiàn)斜向裂縫，并逐步延伸形成斜向交叉X形裂縫，裂縫沿高由下向上逐漸增多;隨著水平位移的持續(xù)增大，在底部翼緣內(nèi)側(cè)和側(cè)面出現(xiàn)豎向裂縫，并迅速增大，柱底部區(qū)域翼緣和腹板截面突變的內(nèi)側(cè)角部混凝土首先被壓碎，之后底部翼緣外側(cè)混凝土也被壓碎脫落，縱筋和箍筋外露，破壞嚴(yán)重，承載力下降。腹板破壞集中在柱底部區(qū)域，上部破壞較輕，未能充分發(fā)揮腹板鋼板沿柱全高的抗剪能力。(2)試件SRCG－2:加載初期與SRCG－1基本相同，翼緣外側(cè)出現(xiàn)水平裂縫，腹板部位形成X形交叉裂縫;隨著水平位移的增大，柱底部區(qū)域翼緣和腹板截面突變的內(nèi)側(cè)角部混凝土首先被壓碎，之后底部翼緣外側(cè)混凝土也被壓碎脫落，鋼筋外露;柱底部腹板混凝土破壞嚴(yán)重，大量脫落，在柱底翼緣區(qū)域裂縫寬度明顯增大，混凝土剝落，承載力下降。與SRCG－1不同之處在于:腹板部位兩排X形斜向交叉裂縫分布較廣，底部加強(qiáng)區(qū)域受剪破壞程度相對(duì)較輕，有利于發(fā)揮彎矩較大區(qū)域的底部抵抗彎矩的能力;底部加強(qiáng)區(qū)域以上各截面腹板混凝土裂縫分布較為均勻，較充分的發(fā)揮了各截面腹板鋼板的抗剪耗能性能。(3)試件SRCG－3:加載初期與SRCG－1基本相同;隨著水平位移的增加，翼緣外側(cè)和翼緣側(cè)面的水平裂縫逐步延伸并向上發(fā)展，在底部區(qū)域腹板中和軸兩側(cè)出現(xiàn)兩排較為密集的斜向剪切裂縫，翼緣外側(cè)和側(cè)面的水平裂縫均逐步發(fā)展至柱頂;柱底部區(qū)域翼緣和腹板截面突變的內(nèi)側(cè)角部混凝土首先被壓碎，之后底部翼緣外側(cè)混凝土也被壓碎脫落;底部腹板區(qū)域混凝土破壞嚴(yán)重，大量剝落，翼緣混凝土酥碎，鋼筋外露，承載力下降。提高翼緣外側(cè)縱筋配筋率后，截面抗彎能力明顯提高，因此在試件承載力明顯提高的同時(shí)，其腹板區(qū)域塑性鉸域向上延伸，使得底部截面抗彎和抗剪能力得到合理匹配，彎曲變形耗能性能和剪切變形耗能性能均得到充分發(fā)揮。本文提出的工字形截面內(nèi)藏雙鋼板混凝土組合柱，可充分發(fā)揮沿底部整個(gè)層間大范圍的腹板鋼板的抗剪耗能能力。工字型截面柱翼緣以抗彎作用為主，腹板以抗剪作用為主。工字形截面型鋼混凝土柱的腹板鋼板抗剪變形性能良好，本文構(gòu)造措施充分發(fā)揮了型鋼混凝土柱在抗地震倒塌過(guò)程中的抗彎、抗剪彈塑性耗能能力。試件的損傷破壞過(guò)程驗(yàn)證了這一構(gòu)造措施十分有效。

2承載力計(jì)算

2．1截面應(yīng)變實(shí)測(cè)所得試件截面上鋼筋應(yīng)變測(cè)點(diǎn)和型鋼應(yīng)變測(cè)點(diǎn)的應(yīng)變值見(jiàn)圖8。圖中，各應(yīng)變測(cè)點(diǎn)位置見(jiàn)圖2，橫坐標(biāo)X表示應(yīng)變測(cè)點(diǎn)距強(qiáng)軸(Y軸)的距離;縱坐標(biāo)ε為各應(yīng)變測(cè)點(diǎn)在不同加載階段的相應(yīng)應(yīng)變值。由圖8可見(jiàn):在低周反復(fù)荷載作用下，各試件截面應(yīng)變近似直線分布，承載力計(jì)算時(shí)可引入平截面假定。這是由于，工字形截面型鋼混凝土柱的型鋼外側(cè)包了鋼筋混凝土柱體，并用拉接鋼筋穿過(guò)鋼板上開(kāi)設(shè)的孔，將內(nèi)部型鋼與外側(cè)鋼筋混凝土緊密的拉結(jié)起來(lái)，加強(qiáng)了型鋼與鋼筋混凝土柱體之間的整體性，從構(gòu)造上保證了平截面假定的適用性。

2．2正截面承載力計(jì)算正截面承載力時(shí)可假定:(1)截面應(yīng)變分布符合平截面假定;(2)不考慮混凝土的抗拉強(qiáng)度;(3)鋼板應(yīng)力－應(yīng)變關(guān)系用理想彈塑性模型;(4)截面鋼材受拉、受壓均達(dá)屈服應(yīng)力。本文中工字形截面型鋼混凝土柱根部截面均受彎屈服，彎矩最大的根部截面為大偏壓屈服［9］。正截面承載力計(jì)算模型見(jiàn)圖9。圖9(a)為截面受力圖，圖9(b)為截面上鋼材應(yīng)力分布圖，圖9(c)為截面配筋配鋼示意圖，圖9(d)給出了截面尺寸。圖中:fy和f''''y分別為鋼筋抗拉、抗壓強(qiáng)度，fa和f''''a分別為鋼板抗拉、抗壓強(qiáng)度，fc為混凝土抗壓強(qiáng)度;1和A''''a1分別為翼緣內(nèi)部外側(cè)受拉、受壓鋼筋截面面積，Aat和A''''at分別為翼緣內(nèi)部?jī)?nèi)側(cè)受拉、受壓鋼筋截面面積，Aaf和A''''af分別為型鋼受拉、受壓翼緣截面面積，Aat和A''''at分別為受拉、受壓翼緣外側(cè)貼焊鋼板截面面積，Aa1為內(nèi)部隔板截面面積;1和a''''s1分別為翼緣內(nèi)部外側(cè)受拉、受壓鋼筋合力點(diǎn)距受拉、受壓邊緣的距離，2和a''''s2分別為翼緣內(nèi)部?jī)?nèi)側(cè)受拉、受壓鋼筋合力點(diǎn)距受拉、受壓邊緣的距離，aaf和a''''af分別為翼緣內(nèi)部受拉、受壓鋼板合力點(diǎn)距受拉、受壓邊緣的距離，aat和a''''at分別為翼緣內(nèi)部受拉、受壓貼焊鋼板合力點(diǎn)距受拉、受壓邊緣的距離，a為翼緣內(nèi)部受拉鋼筋和鋼板合力點(diǎn)距受拉邊緣的距離;x為混凝土受壓區(qū)高度，β1為等效矩形應(yīng)力圖的特征值取0．8，h''''f為受壓區(qū)混凝土翼緣截面高度，h0為截面有效高度，h為截面高度，b為截面腹板寬度，b''''f截面受壓區(qū)翼緣寬度;N為截面所受軸力，e=e0+h/2－a，e0=M/N為軸向壓力對(duì)截面重心的偏心距，M為截面所受彎矩。各試驗(yàn)柱破壞形態(tài)均為大偏壓，截面受壓區(qū)高度x≤ξbh0，ξb=0．8/［1+(fy+fa)/(2×0．003Ea)］為相對(duì)界限受壓區(qū)高度，Ea為鋼材彈性模量。由于貼焊鋼板僅在邊緣與原有鋼管鋼板貼焊連接，兩鋼板共同工作后期會(huì)出現(xiàn)脫離，對(duì)共同工作性能有一定影響，因此在承載力計(jì)算中應(yīng)考慮貼焊鋼板強(qiáng)度折減系數(shù)γ，取γ=0．8～0．9，本文取0．85。

2．3斜截面承載力參考《型鋼混凝土組合結(jié)構(gòu)技術(shù)規(guī)程》［9］中有關(guān)型鋼混凝土框架柱的斜截面抗剪承載力計(jì)算公式，本文工字形型鋼混凝土柱斜截面抗剪承載力計(jì)算時(shí)，其截面通高腹板為矩形，近似按矩形型鋼混凝土斜截面承載力計(jì)算。工字形型鋼混凝土柱斜截面抗剪承載力按下式計(jì)算:由式(3)、式(4)計(jì)算所得試件正截面、斜截面承載力與實(shí)測(cè)水平承載力比較見(jiàn)表6。計(jì)算中材料強(qiáng)度取實(shí)測(cè)值相應(yīng)的材料強(qiáng)度標(biāo)準(zhǔn)值。由表6可見(jiàn):(1)各試件在上部非加強(qiáng)區(qū)或下部加強(qiáng)區(qū)的斜截面承載力計(jì)算值均大于正截面承載力計(jì)算值，說(shuō)明試件的屈服為正截面首先屈服，當(dāng)正截面鋼板材料全截面屈服時(shí)，截面抗彎能力提高，斜截面才開(kāi)始進(jìn)入一定的屈服，這與試驗(yàn)結(jié)果一致。(2)各試件的上部截面彎矩比下部截面彎矩小，正截面承載力由下部截面控制，正截面計(jì)算值和實(shí)測(cè)值較為接近。(3)各試件沿高所有截面剪力相等，且剪力等于水平荷載，計(jì)算所得試件SRCG－3斜截面承載力516．27kN與實(shí)測(cè)試件水平承載力503．23kN較為接近，說(shuō)明該試件上部截面的剪切變形較大。試件斜截面承載力計(jì)算，方法較為簡(jiǎn)單，有待深化研究。

3結(jié)論

(1)采用貼焊鋼板加強(qiáng)型工字形截面內(nèi)藏雙鋼板混凝土組合柱，與普通工字形截面型鋼混凝土柱相比:截面抗彎承載力明顯提高，實(shí)現(xiàn)了強(qiáng)剪弱彎的抗震延性設(shè)計(jì)方案，使截面彎曲變形耗能和腹板鋼板剪切變形耗能均得以充分發(fā)揮，綜合抗震耗能能力良好。(2)采用提高周邊縱筋配筋率加強(qiáng)型工字形截面內(nèi)藏雙鋼板混凝土組合柱，當(dāng)量用鋼條件下，與采用貼焊鋼板加強(qiáng)型組合柱相比，截面的抗彎承載力進(jìn)一步提高，滯回曲線更為飽滿，綜合抗震耗能能力得到充分發(fā)揮，表明等用鋼下，加大周邊鋼材用量比例可獲得更好的抗彎效果，同時(shí)周邊縱筋的加強(qiáng)對(duì)約束混凝土也起到了至關(guān)重要的作用。加強(qiáng)型工字形截面內(nèi)藏雙鋼板混凝土組合柱可用于結(jié)構(gòu)柱抗震設(shè)計(jì)。(3)提出的加強(qiáng)型工字形截面內(nèi)藏雙鋼板混凝土組合柱正截面、斜截面承載力計(jì)算公式，可供設(shè)計(jì)計(jì)算參考。

作者：曹萬(wàn)林惠存董宏英許方方喬崎云單位：北京工業(yè)大學(xué)建筑工程學(xué)院