外套鋼管夾層混凝土加固RC圓柱軸壓性能研究

盧亦焱 楊 帆 張學(xué)朋

(武漢大學(xué)土木建筑工程學(xué)院 武漢 430072)

0 引 言

鋼筋混凝土結(jié)構(gòu)柱的性能日益劣化是一種常見現(xiàn)象.出于經(jīng)濟(jì)和安全考慮，需要采取有效的加固措施來提高鋼筋混凝土柱的承載力，以提高其安全性能.

由于鋼管混凝土具有承載力高、施工無需模板、延性良好等優(yōu)點(diǎn)[1]，國內(nèi)外學(xué)者將其應(yīng)用到受損鋼筋混凝土結(jié)構(gòu)加固中，有良好的加固效果.Xiao等[2]對(duì)方形截面柱進(jìn)行局部加勁鋼套管加固，結(jié)果表明：該方法可以防止出現(xiàn)脆性破壞現(xiàn)象，顯著提高柱的延性，加固后試件最大側(cè)移率超過8%.胡瀟[3]研究了圓形鋼套管加固鋼筋混凝土短柱的加固方法，對(duì)其軸壓性能及承載力進(jìn)行分析，建立了考慮加固層剪切變形與軸向變形的加固短柱軸壓承載力計(jì)算方法.蔡健等[4-6]研究了圓形鋼套管內(nèi)填細(xì)石混凝土加固法，并分析了其軸壓和偏壓力學(xué)性能，研究表明：原柱的承載力和延性在加固后得到明顯提高.

但在實(shí)際工程中，由于原柱與外套鋼管間空間較小，后澆混凝土難以得到充分振搗，無法保障其密實(shí)性.然而，后澆混凝土應(yīng)具有優(yōu)秀的均質(zhì)性和密實(shí)性才能保證加固效果的達(dá)標(biāo).基于此，盧亦焱等[7-9]提出后澆混凝土應(yīng)采用高流動(dòng)性的自密實(shí)混凝土，并研究了圓鋼管自密實(shí)混凝土加固鋼筋混凝土圓柱和方形鋼管自密實(shí)混凝土加固鋼筋混凝土方柱這兩種加固形式，對(duì)試件的軸壓和偏壓性能展開試驗(yàn)研究和理論分析.

文中在試驗(yàn)研究的基礎(chǔ)上，運(yùn)用Matlab語言編寫數(shù)值計(jì)算程序?qū)︿摴茏悦軐?shí)混凝土加固RC軸壓圓柱受力全過程進(jìn)行數(shù)值分析.以鋼管壁厚、后澆自密實(shí)混凝土強(qiáng)度和鋼材屈服強(qiáng)度為主要參數(shù)，研究其對(duì)加固柱受力性能的影響.

1 試驗(yàn)概況

1.1 試件設(shè)計(jì)

本試驗(yàn)設(shè)計(jì)了五根鋼管混凝土加固RC圓形短柱試件、一根未加固的RC圓柱以及一根增大截面法加固的RC原柱作為對(duì)照，見圖1.由圖1可知：被加固柱為截面直徑150 mm的圓柱，增大截面法加固后，試件截面直徑為240 mm，將兩塊半圓型鋼焊接成一直徑為219 mm的圓形鋼管套于原柱外側(cè)，在原柱與鋼管間填筑混凝土形成整體加固柱.采用高流動(dòng)性的自密實(shí)混凝土，以保證后澆混凝土在鋼管內(nèi)填充均勻；加入適當(dāng)?shù)呐蛎泟┘訌?qiáng)試件的整體性能.柱長取657 mm，以防止試件出現(xiàn)端部效應(yīng)或彎曲變形.

圖1 加固方案示意圖

鋼筋混凝土柱的設(shè)計(jì)考慮了早期工程的應(yīng)用情況，故選用六根直徑12 mm的HRB335鋼筋為縱筋，實(shí)測其屈服強(qiáng)度為458 MPa、彈性模量為195 GPa；選用直徑為6 mm的HPB235光圓鋼筋為箍筋，設(shè)計(jì)間距為150 mm、柱端加密間距為50 mm，實(shí)測其屈服強(qiáng)度為310 MPa、彈性模量為189 GPa.選用壁厚t=1.80，3.25和3.90 mm三種外套鋼管進(jìn)行加固, 測得的鋼管力學(xué)性能見表1.被加固柱選用強(qiáng)度等級(jí)較低的C25普通混凝土，實(shí)測其28 d立方體抗壓強(qiáng)度為32.83 MPa以模擬受損的鋼筋混凝土柱.后澆混凝土采用自密實(shí)微膨脹混凝土，設(shè)計(jì)了C40、C50、C60三種強(qiáng)度等級(jí)，實(shí)測其28 d立方體抗壓強(qiáng)度分別為43.01,52.58,61.26 MPa.試件分組見表2.

表1 鋼管力學(xué)性能

表2 試件參數(shù)及試驗(yàn)結(jié)果

試驗(yàn)在5 000 kN壓力機(jī)上進(jìn)行.試件兩端采用平板鉸加載，下端布置一5 000 kN力傳感器，試件應(yīng)放置于壓力機(jī)中央.試驗(yàn)裝置及測點(diǎn)布置見圖2.試驗(yàn)荷載、柱中截面應(yīng)變、縱向位移均由DH3815N應(yīng)變采集系統(tǒng)采集.試驗(yàn)加載依據(jù)文獻(xiàn)[10]進(jìn)行.

圖2 試驗(yàn)加載與量測

1.2 破壞形態(tài)

圖3為部分試件的破壞形態(tài).未加固的RC原柱與增大截面加固柱的破壞形態(tài)基本一致，均為局部混凝土強(qiáng)度破壞.增大截面加固柱破壞時(shí)，新老混凝土接觸面出現(xiàn)較為明顯的裂縫.對(duì)于外套鋼管加固柱(選取典型試件RC-t3.25-C50分析)，由于外套鋼管夾層混凝土對(duì)RC原柱形成了很好的套箍約束作用，試件呈現(xiàn)剪切破壞，原混凝土和后澆混凝土粘結(jié)性能良好，破壞時(shí)無裂縫出現(xiàn).由此可見：鋼管自密實(shí)混凝土加固法能有效地改善試件的破壞形態(tài)，使得試件由局部混凝土壓碎導(dǎo)致的脆性破壞轉(zhuǎn)變?yōu)檠有云茐?

圖3 典型試件破壞形態(tài)

1.3 荷載-縱向變形曲線

試件的典型荷載-縱向變形曲線見圖4.由圖4可知：未加固RC柱承載力較低，達(dá)到極限承載力后荷載迅速下降，延性較差；由上述分析可知，此時(shí)RC柱局部混凝土已經(jīng)壓碎.增大截面加固柱荷載-縱向變形曲線與原柱相似，由于增大了受壓面積，試件承載力提高明顯，但曲線下降段也更陡，延性較差.外套鋼管加固柱RC-t3.25-C40的承載力約為原柱的3.8倍、是增大截面柱的1.3倍，可見復(fù)合加固法對(duì)試件承載力提高明顯；同時(shí)，外套鋼管加固柱的截面面積更小，并且和增大截面加固柱具有一致的后澆混凝土強(qiáng)度、相近的含鋼率.此外，達(dá)到承載力后，曲線下降段更加平緩，表現(xiàn)出良好的延性.這是由于：外套鋼管對(duì)內(nèi)部混凝土提供了套箍約束作用，對(duì)混凝土的環(huán)向變形產(chǎn)生了很大的限制，使得新舊混凝土形成統(tǒng)一的受力整體并協(xié)同工作，充分發(fā)揮其抗壓能力，起到了很好的加固效果.

圖4 荷載-縱向變形曲線

2 數(shù)值計(jì)算方法

外套鋼管夾層混凝土加固RC圓柱是外套鋼管、后澆自密實(shí)混凝土、原柱混凝土和內(nèi)部鋼筋四部分組成的復(fù)合結(jié)構(gòu)，基于試驗(yàn)研究，本文對(duì)復(fù)合加固柱受力全過程的數(shù)值分析方法采用合成法[11]，并做如下假設(shè)：①原柱混凝土和后澆自密實(shí)混凝土之間不發(fā)生黏結(jié)滑移，內(nèi)置核心混凝土可看作整體受力；②鋼材壁厚較薄，可假設(shè)其環(huán)向應(yīng)力沿壁厚均勻分布，鋼管按照平面應(yīng)力狀態(tài)計(jì)算；③由于本試驗(yàn)所用鋼管管徑不大，忽略其徑向應(yīng)力影響；④假設(shè)內(nèi)置鋼筋處于單軸受力狀態(tài).

2.1 材料本構(gòu)關(guān)系

2.1.1鋼管本構(gòu)關(guān)系

在荷載和核心混凝土作用下，鋼材處于三向應(yīng)力狀態(tài)，鋼材的本構(gòu)關(guān)系采用應(yīng)用較為廣泛的二次塑流模型[12-13]，確定鋼管屈服點(diǎn)fy、比例極限fp、彈性模量Es和泊松比μs.外套鋼管在平面應(yīng)力狀態(tài)下的應(yīng)力-應(yīng)變關(guān)系曲線見圖5[14].

圖5 鋼材本構(gòu)關(guān)系

2.1.2混凝土本構(gòu)關(guān)系

文獻(xiàn)[12]通過大量的鋼管混凝土試件試驗(yàn)研究和軸壓算例分析，得出了通用性較好的鋼管約束混凝土應(yīng)力-應(yīng)變關(guān)系模型.其中，對(duì)于圓鋼管混凝土的核心混凝土其表達(dá)式為

y=2x-x2(x≤1)

(1)

σ0=[1+(-0.054ξ2+0.4ξ)·(24/fc)0.45]·fc

ε0=εcc+[1 400+800(fc/24-1)]·ξ0.2(×10-6)

εcc=1 300+12.5fc(×10-6)

fc為核心混凝土圓柱體軸心抗壓強(qiáng)度.由本課題組試驗(yàn)現(xiàn)象分析可知：在軸心受壓過程中，復(fù)合加固柱新老混凝土界面粘結(jié)性能良好，無滑移現(xiàn)象[15]，故新老混凝土可視為統(tǒng)一整體，因此fc=(fc1Ac1+fc2Ac2)/(Ac1+Ac2);ξ=Atfty/(Ac1fc1+Ac2fc2)；At、fty分別為外套鋼管的截面面積和抗壓強(qiáng)度；fc1、fc2分別為原柱混凝土、后澆混凝土的軸心抗壓強(qiáng)度；Ac1、Ac2分別為原混凝土、后澆混凝土的截面面積.

2.2 計(jì)算理論

采用應(yīng)力合成法[16]，在MATLAB計(jì)算程序中，當(dāng)給定組合加固柱縱向應(yīng)變?cè)隽縟ε3,i，可求得本步相應(yīng)的應(yīng)變值應(yīng)為ε3,i+1=ε3,i+dε3,i.由鋼材和混凝土的應(yīng)力-應(yīng)變關(guān)系可求得與本步相應(yīng)的縱向應(yīng)力.進(jìn)一步，根據(jù)鋼材和混凝土的應(yīng)力可計(jì)算得到外套鋼管、混凝土和鋼筋的內(nèi)力Ns、Nc和Nt，此得到合力N，至此，可以得到相對(duì)應(yīng)的N和ε的計(jì)算值.以此類推，可得出組合加固柱軸心受壓時(shí)的荷載-縱向變形全過程曲線，計(jì)算框圖見圖6.

圖6 合成法計(jì)算程序框圖

3 結(jié)果分析

3.1 計(jì)算結(jié)果驗(yàn)證

圖7為復(fù)合加固試件數(shù)值計(jì)算和試驗(yàn)結(jié)果的荷載-縱向變形對(duì)比曲線圖.由圖7可知:兩種曲線趨勢較為符合，結(jié)果吻合良好.極限承載力的數(shù)值計(jì)算值見表3，極限承載力的數(shù)值計(jì)算值和試驗(yàn)值之比均值為0.991，標(biāo)準(zhǔn)差為0.007，吻合良好.

圖7 荷載-位移曲線計(jì)算結(jié)果與試驗(yàn)結(jié)果比較

3.2 參數(shù)分析

利用編寫的數(shù)值計(jì)算程序得到以主要分析參數(shù)為變量的對(duì)比曲線見圖8.結(jié)合計(jì)算結(jié)果，可對(duì)后澆混凝土強(qiáng)度、鋼管屈服強(qiáng)度、套箍系數(shù)對(duì)復(fù)合加固柱受力性能的影響進(jìn)行分析.

圖8a)為鋼管套箍系數(shù)為0.868，鋼管屈服強(qiáng)度為Q235，后澆自密實(shí)混凝土強(qiáng)度分別為C40、C50、C60和C70的試件荷載-縱向位移曲線.由計(jì)算結(jié)果可知：加固試件的剛度受后澆自密實(shí)混凝土強(qiáng)度變化的影響較大.隨著自密實(shí)混凝土強(qiáng)度逐步提高，加固試件承載力較為均勻地增加，平均增幅為5.73%，但曲線的下降段也更陡，表明延性略有降低.

圖8b)為鋼管套箍系數(shù)為0.868，后澆自密實(shí)混凝土強(qiáng)度為C50，鋼管屈服強(qiáng)度分別為Q235、Q345、Q390和Q420的試件荷載-縱向應(yīng)變曲線.由計(jì)算結(jié)果可知：鋼管屈服強(qiáng)度的變化對(duì)試件承載力的影響較小，尤其是當(dāng)鋼管屈服強(qiáng)度較高時(shí)(Q235、Q345和Q420),加固試件承載力相差不大.

圖8c)為后澆自密實(shí)混凝土強(qiáng)度為C50，鋼管屈服強(qiáng)度為Q235,鋼管套箍系數(shù)分別為0.4、0.8、1.2和1.6時(shí)的試件荷載-縱向應(yīng)變曲線.由計(jì)算結(jié)果可知：隨著試件套箍系數(shù)的逐步提升，加固試件承載力得到提高，但增長幅度逐漸降低，平均增幅為3.88%，隨著套箍系數(shù)的增大，試件荷載-應(yīng)變曲線未出現(xiàn)明顯的下降段，表明延性得到了提高.

圖8 荷載-縱向變形曲線

4 結(jié) 論

1) 通過對(duì)比試驗(yàn)研究發(fā)現(xiàn)，外套鋼管加固柱能大幅度提高RC原柱的承載力，并能很好地改善其延性，具有良好的加固效果.

2) 合成法的計(jì)算結(jié)果和試驗(yàn)結(jié)果吻合良好，證明該數(shù)值模型能較好地模擬復(fù)合加固柱受力過程中的荷載-變形關(guān)系.

3) 隨著套箍系數(shù)的增大，外套鋼管加固柱承載力增加明顯，延性得到明顯改善；隨著后澆自密實(shí)混凝土強(qiáng)度的提高，外套鋼管加固柱承載力顯著提高，但延性略有降低；鋼管屈服強(qiáng)度對(duì)外套鋼管加固柱力學(xué)性能影響較小.