局部套管約束鋼筋混凝土柱抗震性能試驗(yàn)研究

Experimental Study on Seismic Performance of Partial Steel Tube Confinement of Reinforced Concrete Column

胡成（中機(jī)中聯(lián)工程有限公司，重慶　400039）

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局部套管約束鋼筋混凝土柱抗震性能試驗(yàn)研究

Experimental Study on Seismic Performance of Partial Steel Tube Confinement of Reinforced Concrete Column

胡成
（中機(jī)中聯(lián)工程有限公司，重慶400039）

摘要：為研究局部套管約束對RC梁柱節(jié)點(diǎn)在破壞形態(tài)、延性等方面的影響，該文對5mm套管有樓板、10mm套管有樓板、無套管有樓板的3個(gè)節(jié)點(diǎn)試件進(jìn)行了柱端恒定軸壓梁端豎向低周往復(fù)荷載試驗(yàn)。試驗(yàn)結(jié)果表明，有樓板情況下，套管約束對RC梁在破壞形態(tài)、延性等方面有較明顯的改善作用，但套管厚度影響甚微。

關(guān)鍵詞：局部套管約束；破壞形態(tài)；延性

Abstract:To study the impact of partial confinement of steel tube on aspects like failure pattern and ductility of RC column joints, the experiment of constant axial compression at the end of the column and vertical reversed cycle load at the end of the beam is done on the three joints of 5mm casing pipe with floor,10mm casing pipe with floor, floor without casing pipe. The results show that partial confinement of steel tube has obvious improvement impact on such aspects as failure pattern and ductility of RC beam, but little impact on the thickness of the tube.

Keywords:partial confinement of steel tube; failure mode; ductility

0　引言

近年因環(huán)太平洋地震帶地殼板塊運(yùn)動(dòng)進(jìn)入活躍期，我國主要地震帶強(qiáng)震頻發(fā)，地震區(qū)的鋼筋混凝土結(jié)構(gòu)的抗倒塌性能日益引起學(xué)術(shù)界的關(guān)注[1]。

為增強(qiáng)結(jié)構(gòu)的抗震性能，保證結(jié)構(gòu)大震不倒，滿足我國抗震規(guī)范[2]，鋼管混凝土技術(shù)已開始興起，并迅速發(fā)展，且將廣泛應(yīng)用于各種建筑結(jié)構(gòu)中[3]。鋼管混凝土是在鋼管中填充混凝土而形成的一種構(gòu)件，它充分利用了鋼管和混凝土兩種材料受力過程的相互影響，相互制約的特點(diǎn)，使其承載能力、延性、耗能等抗震性能較傳統(tǒng)鋼筋混凝土結(jié)構(gòu)有顯著提高[4]?；诖?，針對塑性鉸破壞機(jī)制，本文引入局部鋼套管約束鋼筋混凝土柱技術(shù)，提高結(jié)構(gòu)的滯回耗能性能及延性，達(dá)到框架結(jié)構(gòu)柱在高軸壓比下其縱筋不會(huì)發(fā)生屈曲失穩(wěn)，能維持鋼筋混凝土框架柱在極限狀態(tài)下的豎向承載力，以此提高結(jié)構(gòu)的抗震性能。

1　試驗(yàn)概況

本文設(shè)計(jì)了兩組對比試驗(yàn)（有無套管對比、套管厚度對比）。試件為帶樓板的梁柱邊節(jié)點(diǎn)構(gòu)件，進(jìn)行柱端恒定軸壓下梁端豎向低周往復(fù)荷載對比試驗(yàn)，以此來模擬框架結(jié)構(gòu)柱在地震作用下的受力情況，考察局部套管約束對試件破壞模式和承載力、延性、耗能性能的影響。

1.1試件設(shè)計(jì)

試驗(yàn)設(shè)計(jì)了JD-1、JD-2、JD-3兩個(gè)邊節(jié)點(diǎn)試件，各個(gè)試件設(shè)計(jì)變量見表1。

試件采用1/3縮尺設(shè)計(jì)，梁柱非加密區(qū)箍筋間距為70mm，加密區(qū)箍筋間距為50mm，節(jié)點(diǎn)箍筋間距同加密區(qū)進(jìn)行配筋，鋼筋錨固長度為240mm，滿足我國結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)規(guī)范[5]。

局部鋼套管為Q235鋼板加工而成，銜接處通過兩面焊透，以保障焊接質(zhì)量。各試件所對應(yīng)的立方體混凝土試塊測量結(jié)果見表2。

表2　立方體混凝土試塊測量數(shù)據(jù)

各試件配筋除套管代替加密區(qū)箍筋外，其余配筋相同。以試件JD-2為例，其配筋圖見圖1。

圖1　試件JD-2配筋

1.2測量內(nèi)容

本試驗(yàn)測量內(nèi)容有柱頂豎向加載軸力，梁端豎向加載值及梁端豎向位移值，梁、柱縱筋及節(jié)點(diǎn)箍筋上各測點(diǎn)的應(yīng)變值，柱端局部鋼套管上各測點(diǎn)的應(yīng)變值，以及上下柱端相對于節(jié)點(diǎn)的變形及節(jié)點(diǎn)自身的剪切變形。

1.3測量方法

（1）柱頂軸向壓力的大小由置于柱頂和千斤頂之間的壓力傳感器量測，該傳感器通過電阻應(yīng)變儀的應(yīng)變值來反映所加軸力大小。

（2）梁端作動(dòng)器連有一個(gè)壓力傳感器，通過應(yīng)變儀將作動(dòng)器施加力的大小由應(yīng)變值表示出來；梁端端頭處采用兩個(gè)10cm量程的位移計(jì)分別記錄向上和向下的位移，并通過應(yīng)變儀顯示。由此記錄下梁端荷載(P)－位移(Δ)滯回曲線。

（3）節(jié)點(diǎn)處用6個(gè)量程為5cm的百分表，設(shè)置位置及安裝方法見圖2，通過UCAM-60A儀器采集應(yīng)變數(shù)據(jù)，由此記錄上下柱端相對于節(jié)點(diǎn)的變形及節(jié)點(diǎn)自身的剪切變形的相關(guān)數(shù)據(jù)。

圖2　百分表裝置圖

（4）各處應(yīng)變片變化均通過UCAM-60A儀器進(jìn)行數(shù)據(jù)采集。

1.4加載裝置及加載制度

本試驗(yàn)采用擬靜力試驗(yàn)方法進(jìn)行加載。首先由柱上端千斤頂施加豎向荷載，軸壓比為0.7，即1022kN，并保持不變。然后對梁端施加低周反復(fù)豎向荷載。加載裝置如圖3。

圖3　試驗(yàn)加載裝置　

如圖3所示，柱上端設(shè)一油壓千斤頂(最大噸位為1500kN)，通過鋼鉸支座將柱頂水平支撐、千斤頂和上柱端連接在一起，并在柱頂與千斤頂之間設(shè)一壓力傳感器。在試驗(yàn)過程中通過對該傳感器的實(shí)時(shí)監(jiān)控實(shí)現(xiàn)軸壓比的基本恒定(誤差不超過5％)。在試件梁外端連接一豎向布置的總行程為500mm，量程為750kN作動(dòng)器，作動(dòng)器上安有一傳感器。水平支撐與試驗(yàn)架相連，以使柱上端不發(fā)生水平位移；柱下端鉸支座位于用地錨錨固在地槽內(nèi)的混凝土塊上，并采用螺栓固定，使柱下端形成不動(dòng)鉸支座。

加載制度分為力控制和位移控制兩個(gè)階段，通過力控制確定屈服位移Δy。下面為詳細(xì)加載過程。

力控制階段：Py為正負(fù)彎矩最小值下的估算屈服荷載，取估算極限荷載Pu的0.7倍。按0.25Py—>0.5Py—>0.75Py，每級荷載循環(huán)一次，以P/3—>2P/3—>P—>2P/3—>P/3—>0進(jìn)行正向加載,再以相同荷載大小負(fù)向加載，P為每級荷載峰值，其中Pu= 112kN, Py=78.1kN。位移控制階段：根據(jù)0.75Py所對應(yīng)的屈服位移Δy進(jìn)行位移控制。此時(shí)以對施加軸向力以后的構(gòu)件的初始位置為0點(diǎn)，以Δy的倍數(shù)進(jìn)行加載，即Δy，2Δy，3Δy，4Δy以此類推，試驗(yàn)后期根據(jù)實(shí)際情況選擇加載位移倍數(shù)。每級控制位移下循環(huán)2次。在整個(gè)試驗(yàn)過程中要盡量保持反復(fù)加載和卸載的均勻性和連續(xù)性。當(dāng)施加的豎向力下降至極限承載力的85％時(shí)，加載結(jié)束時(shí)，為繼續(xù)探究試件到達(dá)破壞后的現(xiàn)象和規(guī)律，試驗(yàn)可繼續(xù)進(jìn)行加載。

2　試驗(yàn)結(jié)果

為了敘述的準(zhǔn)確和簡潔，對本文作了一些約定，即試件的梁外端承受向下的荷載時(shí)為正向加載；非彈性變形大小的正負(fù)號對應(yīng)于其在相應(yīng)非彈性變形下的加載的正負(fù)號；無百分表的試件側(cè)面為正面。

2.1試驗(yàn)現(xiàn)象

2.1.1試件JD-1試驗(yàn)現(xiàn)象

試驗(yàn)過程中，在第一循環(huán)P=0.25Py，當(dāng)加載至正向峰值力時(shí)，試件背面出現(xiàn)首條裂縫。見圖4；在P=0.75Py循環(huán)中，梁側(cè)面裂縫數(shù)量明顯增多，且裂縫不斷延伸，部分已與板上裂縫相貫通。用此時(shí)所對應(yīng)的位移換算成屈服位移，開始進(jìn)入位移控制加載階段。

圖4　P=0.25Py時(shí)試件JD-1首條裂縫

在位移加載階段，節(jié)點(diǎn)區(qū)柱和短梁在Δ=2Δy循環(huán)中開始出現(xiàn)多條豎向裂縫。當(dāng)加載至Δ=3Δy第1循環(huán)的正向峰值時(shí)，節(jié)點(diǎn)區(qū)梁板柱交界處的裂縫加密加寬，已有破壞的趨勢。加載到Δ= 4Δy時(shí)梁上的裂縫已基本出齊，如圖4所示，新增細(xì)微裂縫均集中在節(jié)點(diǎn)區(qū)。在Δ=8Δy循環(huán)中，樓板和短梁上大塊混凝土剝落，此時(shí)節(jié)點(diǎn)處柱比梁破壞更嚴(yán)重，柱明顯被壓潰，大片保護(hù)層混凝土鼓出，且鋼筋露出，當(dāng)加載至峰值時(shí)節(jié)點(diǎn)明顯發(fā)生了轉(zhuǎn)動(dòng)，此時(shí)正向承載力已下降了37％，負(fù)向承載力大幅下降達(dá)28％，試驗(yàn)宣告結(jié)束，試件破壞外觀見圖5。

圖5　試驗(yàn)結(jié)束時(shí)試件JD-1的外觀

2.1.2試件JD-2試驗(yàn)現(xiàn)象

試驗(yàn)過程中，當(dāng)P=0.5Py正向加載時(shí)梁側(cè)面開始出現(xiàn)豎向裂縫。當(dāng)加載至P=0.75Py峰值時(shí)，以此時(shí)對應(yīng)的位移換算成屈服位移，開始進(jìn)入位移控制加載階段。

在Δ=2Δy循環(huán)加載中，出現(xiàn)的裂縫主要集中在梁外端和節(jié)點(diǎn)區(qū)。當(dāng)加載至Δ=4Δy的正向峰值時(shí)，梁柱交界處梁底面的混凝土已明顯壓潰鼓出，且破壞逐漸向節(jié)點(diǎn)轉(zhuǎn)移。至該加載循環(huán)，梁上的裂縫已基本出齊，如圖6所示。當(dāng)加載至Δ=8Δy正向峰值時(shí)節(jié)點(diǎn)區(qū)混凝土微微鼓起，其附近混凝土保護(hù)層剝落嚴(yán)重，板上露出分布筋，此時(shí)承載力已下降了14.8％。負(fù)向加載時(shí)梁底混凝土大量剝落，上部套管與柱交界處出現(xiàn)輕微剝落，角部輕微壓潰，并帶有明顯響聲。在最后一循環(huán)中即Δ=10Δy，加載至峰值時(shí)節(jié)點(diǎn)區(qū)柱側(cè)面與上套管交界處混凝土壓潰，節(jié)點(diǎn)區(qū)嚴(yán)重破壞，且短梁上樓板已露出縱筋，柱背面露出箍筋，此時(shí)承載力下降29.7％，試驗(yàn)宣告結(jié)束，試件破壞外觀見圖7。

圖6　Δ=4Δy時(shí)JD-2梁上裂縫基本出齊

2.1.3試件JD-3試驗(yàn)現(xiàn)象

試驗(yàn)過程中，該試件力加載階段與JD-2基本相同，在P= 0.25Py正向加載階段時(shí)，試件板側(cè)面出現(xiàn)首條裂縫，如圖8所示。在位移控制階段，加載至Δ=3Δy第一循環(huán)的正向峰值時(shí)，鋼套管與柱交界處都出現(xiàn)膨脹突出的現(xiàn)象，此次循環(huán)裂縫主要出自節(jié)點(diǎn)區(qū)，說明破壞開始轉(zhuǎn)移至節(jié)點(diǎn)。當(dāng)達(dá)到Δ=4Δy第二循環(huán)的正向峰值時(shí)，試件背面短梁與柱交界處有混凝土剝出，梁底與柱交界處外層混凝土有被壓碎的征兆；經(jīng)測量，背面短梁截面斜裂縫寬度達(dá)到了2mm，但承載力任然沒有下降。在Δ= 8Δy的加載循環(huán)中，試件的短梁與柱交界混凝土嚴(yán)重剝落，背面節(jié)點(diǎn)區(qū)有較寬的交叉裂縫，此時(shí)柱有很大的塑性變形，節(jié)點(diǎn)已破壞，且承載力降了28％，宣告試驗(yàn)結(jié)束，破壞外觀圖見圖9。

圖7　試驗(yàn)結(jié)束時(shí)試件JD-2的外觀

圖8　P=0.25Py時(shí)試件JD-3首條裂縫

圖9　試驗(yàn)結(jié)束時(shí)試件JD-3的外觀

2.2試驗(yàn)分析

2.2.1梁外端豎向荷載(P)－豎向位移(Δ)滯回曲線

如圖10，從試件JD-1梁外端P—Δ滯回曲線可以發(fā)現(xiàn)，在Δ＝3Δy的加載循環(huán)中，滯回曲線開始出現(xiàn)輕微的捏縮現(xiàn)象，隨△的增加，捏縮現(xiàn)象逐漸明顯；當(dāng)Δ＝8Δy時(shí)滯回曲線已有明顯捏縮現(xiàn)象。試件JD-2梁外端P—Δ滯回曲線較對稱，滯回曲線包圍的面積較大，形狀豐滿，基本沒有捏縮現(xiàn)象，表現(xiàn)出較好的延性和耗能性能。試件JD-1、JD-2滯回曲線進(jìn)行對比，JD-2的滯回曲線基本將JD-1的滯回曲線包含在內(nèi)，其梁端最大位移為Δ=83mm，遠(yuǎn)大于試件JD-1的位移峰值，且承載力峰值比JD-1較高，下降趨勢較緩，明顯的表現(xiàn)出試件JD-2有較好的滯回耗能性能以及良好的延性。

圖10　JD-1、JD-2梁外端P-Δ滯回曲線

圖11，比較JD-2和JD-3滯回曲線，可以發(fā)現(xiàn)，5mm套管與10mm套管試驗(yàn)結(jié)果差別不明顯。可推斷套管厚度達(dá)到一定程度的時(shí)候，作用效果基本沒有什么變化。

圖11　JD-2、JD-3梁外端P-Δ滯回曲線

2.2.2梁外端豎向荷載(P)－豎向位移(Δ)骨架曲線

如圖12，從試件JD-1、JD-2的梁外端P—Δ骨架曲線走勢分析，在骨架曲線的正向上升段中，試件JD-1、JD-2的上升緩陡趨勢基本相同；在反向上升段中，試件JD-2上升趨勢略陡。由于樓板的原因，使正反向試件抗變形剛度有所差別。在骨架曲線正反向下降段中，兩個(gè)試件的正向承載力峰值相差不大，JD-2的反向承載力峰值略高于JD-1；JD-2骨架曲線與JD-1相比，峰值后下降趨勢緩慢且在正反向下降段中，均存在一段變形增大而承載力基本不變的過程，表現(xiàn)出較好的延性。

圖12　JD-1、JD-2梁外端P-Δ骨架曲線

如圖13，從試件JD-2、JD-3骨架曲線可看出，2個(gè)試件在屈服前和屈服后的斜率都極為接近，說明兩者在受力性能方面表現(xiàn)相似，進(jìn)而表明5mm套管與10mm套管約束效果相近。

圖13　JD-2、JD-3梁外端P-Δ骨架曲線

3　試驗(yàn)結(jié)論

本文對邊節(jié)點(diǎn)試件進(jìn)行柱端恒定軸壓下梁端豎向低周往復(fù)荷載對比試驗(yàn)，以初步探索采用局部鋼套管代替柱端塑性鉸區(qū)的箍筋，對框架結(jié)構(gòu)柱在抗震性能方面的提高效果。

根據(jù)實(shí)驗(yàn)結(jié)果，通過對3個(gè)試件破壞模式的觀察，分析對比滯回耗能曲線以及骨架曲線，可得出以下結(jié)果：

（1）由試件JD-1和JD-2對比，可得出局部鋼套管約束鋼筋混凝土柱，由于鋼套管加強(qiáng)了對梁柱節(jié)點(diǎn)附近塑性鉸區(qū)核心混凝土的約束，有效克服了柱中塑性鉸區(qū)的箍筋在反復(fù)荷載作用下易脫開的缺陷，大幅度提高了框架結(jié)構(gòu)柱的延性及滯回耗能性能，有效提高了結(jié)構(gòu)的抗震性能，但在極限承載力方面沒有明顯提升。所以局部套管約束比箍筋約束具有更好的力學(xué)特性，有效提高了結(jié)構(gòu)的延性和耗能性能。此外，在工程施工方面，局部鋼套管可作為部分模板，提高經(jīng)濟(jì)效益和施工速度，具有較強(qiáng)的可行性。

（2）通過試件JD-2和JD-3的對比，5mm套管與10mm套管的約束效果基本相同，說明在5mm厚度的套管基礎(chǔ)上，增大套管厚度對提高試件的抗震效果不明顯。在工程實(shí)際運(yùn)用中，可根據(jù)需要選用合適的套管厚度，使效益最大化。

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責(zé)任編輯：孫蘇

作者簡介：胡成（1991-），男，重慶人，本科，主要從事結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)工作。

收稿日期：2015-10-16

doi：10.3969/j.issn.1671-9107.2016.01.049

中圖分類號：TU-375

文獻(xiàn)標(biāo)識(shí)碼：A

文章編號：1671-9107（2016）01-0049-04