带拉杆的方钢管钢筋混凝土柱受力性能研究*

胡 浩 李正良 唐峻峰

(1.重庆文理学院土木工程学院, 重庆 402160； 2.重庆文理学院土木工程防灾减灾研究所, 重庆 402160；3.重庆大学土木工程学院, 重庆 400045)

钢管混凝土结构在现今建筑结构中已广泛应用，主要包含矩形、圆形及异形截面等，随着构件承载性能的要求日益提高，为满足结构设计及使用，国内外学者首先对箍筋约束混凝土开展了大量探讨[1-4]，接着对钢管混凝土的性能进行了研究[5-7]，得到了丰硕的成果。后期学者们对新型钢管混凝土进行了深入的研究，蔡健等给出了带约束拉杆的方形钢管混凝土的本构关系[8]，并用于数值计算，所得结果与试验结果吻合良好；随后提出了带约束拉杆方形钢管混凝土轴压短柱的承载力简化计算方法[9]，接着对此类构件进行了抗震性能试验，考察了轴压比和约束拉杆间距对构件极限承载力及变形的影响[10]。周绪红等对方形钢管约束混凝土柱进行了大量的静力及拟静力试验，得到了该类构件的受力性能及特征，并分别给出了构件的斜截面抗剪承载力和轴压承载力计算方法[11-12]。

综上可知，学者们对钢管约束混凝土及带拉杆的钢管混凝土构件均进行了大量研究，得到了钢管及拉杆在构件中的作用效应，然而对于带有拉杆的钢管钢筋混凝土构件的研究还不多见，为进一步了解此类构件的承载特征，基于试验对带有拉杆的方形钢管钢筋混凝土柱开展了轴压及抗震性能方面的探索，为该类构件的推广应用提供参考。

1 试验研究

1.1 试件设计

为考察带有拉杆的薄壁钢管钢筋混凝土柱承载力及抗震性能，设计了1个轴心受压试件(试件S-1)和2个拟静力抗震性能试件(试件S-2、S-3)。混凝土等级为C50，钢筋等级为HRB400级，纵筋为φ14，拉杆为φ6，外钢管为Q235，厚度为2 mm。试验试件尺寸及构造如图1所示，试件S-1～S-3配筋完全相同(图1a、1b)。为避免钢管承担纵向荷载，在距柱上、下两端10 mm处将钢管断开，同时在钢管端部加焊了一个高度为100 mm，厚度为2 mm的套箍，但试件S-3两端无加强套箍，且外钢管被均匀分成三段。

通过材性试验得试件S-1、S-2及S-3同条件养护下的混凝土立方体抗压强度fcu分别为43.7，52.3，48.5 MPa，钢筋及钢管的力学性能见表1。

表1 钢材材性试验结果

1.2 加载装置及测量装置

试件S-1、S-2、S-3分别在20 000 kN电液伺服压力机和MTS系统下完成试验，如图2a所示，轴压试验采取单调加载，一次性压溃试验。试件S-2为普通柱，水平加载端铰接，与基础端固接；剪跨比λ1=4.2，试件S-3两端固定，λ2=1.7(短柱)。

a—试件S-1; b—试件S-2; c—试件S-3。图2 加载装置Fig.2 Test setups of specimens

试件S-2、S-3试验中，首先施加轴力(试验轴压比均为0.235)，然后在柱顶端施加水平循环位移以模拟地震作用，采取位移角控制，见图3。

图3 加载制度Fig.3 Loading procedures

试验测量的内容包括变形和应变。各试件采用相同的应变片布置方案，测量钢筋、钢管的应变值及变形值，应变片、百分表布置位置如图4、图5所示。

a—纵筋应变片布置; b—拉筋、钢管应变片布置; c—应变片平面布置。图4 应变测点平面布置 mmFig.4 Arrangements of strain gauges

a—试件S-1位移测点; b—试件S-2及S-3位移测点布置。图5 位移测点布置 mmFig.5 Arrangements of displacement gauges

以柱子A表面为例。应变片编号规则为：1)纵筋应变片编号“ZA1”中,“Z”表示纵筋；“A”表示试件纵筋编号；“1”表示纵筋测点1。2)拉筋应变片编号 “GNA1”中,“GN”表示内部拉筋；“A”表示拉筋编号；“1”表示拉筋测点1。3)外钢壳片编号“GWA1”中,“GW”表示外部钢壳；“A”表示钢壳面编号；“1”表示钢壳测点1。

2 试验结果及分析

2.1 破坏形态(试件S-1)

图6所示为试件S-1破坏形态。可知：混凝土受压发生压缩变形，外钢管对混凝土提供包裹约束作用，柱身混凝土内部发生开裂，体积膨胀，导致钢管受到混凝土较大的扩张作用，由于钢壳较薄，加之拉筋的局部约束作用，拉筋之间的钢壳会鼓出成半波形状。

图6 破坏模式Fig.6 Failure modes

2.2 荷载-应变、位移曲线(试件S-1)

图7给出纵筋应变随着轴压力P的变化曲线。由图7a～7c可知：角筋A、B应变大于角筋C、D测点处应变。由图7d～f可知：纵筋E、F、G、H应变大于I、J、K、L应变，主要由于试件浇筑过程中难以保证混凝土及钢筋位置的均匀对称，加之外钢管不够平整，造成构件在轴压力作用下，发生轻微偏压。构件A、B两面所受压力大于C、D两面压力，造成B角压缩较大，如图8所示，C面左侧面(即B面)压缩较大。由图7还可知：荷载施加至2 200 kN附近时，钢筋部分测点处应变接近2×10-3，钢筋开始屈服。

图7 纵筋荷载-应变曲线Fig.7 Loading-strain curves of longitudinal rebars

图8 左侧倾斜的试件 S-1Fig.8 Specimen S-1 of tilt to the left

图9为柱身不同高度截面处拉筋应变随轴压力的变化曲线。由图9a、9b可知，拉筋B、D测点应变大于拉筋A、C测点；由图9c～9d可知，拉筋应变比较接近，此段柱身弯曲很小；由图9e可知，拉筋B测点应变较大，表明柱上端变形较大。由图9还可知，轴压力施加至1 600 kN附近时，柱上端拉筋开始屈服，荷载施加至3 000 kN时，拉筋基本全部屈服。

图10为外钢管不同位置处钢管应变随轴压力的变化曲线。由图10a、10b、10d可知：柱A面钢管应变较大，尤其柱两端钢管应变较其他三面应变大得多，且另外三面应变在柱两端处变形很接近。图10b、10c曲线可见钢管C面柱中，测点应变卸载后恢复为零，基本处于弹性范围。由图10可知，对于钢壳的轴向测点应变值大多达到屈服。

图9 拉筋荷载-应变曲线Fig.9 Loading-strain curves of tie bars

图10 钢管荷载-应变曲线Fig.10 Loading-strain curves of steel tubes

图11给出了试件S-1的荷载P-轴向平均位移Δ关系曲线，可知，试件施加至最大轴压荷载为Pmax=3 550 kN，对应位移Δmax=9.16 mm。

图11 试件轴向位移-荷载曲线Fig.11 The axial loading-displacement curve

2.3 破坏形态(试件S-2、S-3)

如图12所示，给出拟静力试验试件S-2破坏模式，施加层间位移角至1/12.5。可知，柱下端附近混凝土拉裂，切开钢壳可见受拉压面处角筋及纵筋压弯屈服，柱顶端无明显破坏，结束加载时，试件底端未产生相对侧移，主要发生弯曲破坏。

图12 试件S-2破坏模式Fig.12 The failure mode of specimen S-2

如图13所示，给出拟静力试验试件S-3破坏模式，施加层间位移角至1/37.5。可知，柱下端附近混凝土拉裂、压碎，柱下端四周钢壳发生压屈褶皱现象，柱上端无明显破坏现象。层间位移角施加至1/200，即水平推力为-90.25 kN时，角筋D处柱下端混凝土开裂。层间位移角施加至1/100，即水平推力为-83 kN时，柱下端B、D两面钢壳鼓出，结束加载时，试件底部由B面向D面产生约20 mm侧移，主要发生剪切破坏。

图13 试件S-3破坏模式Fig.13 The failure mode of specimen S-3

2.4 荷载-应变曲线

如图14所示，为试件S-2和S-3的水平荷载T-纵筋应变曲线。设计轴压比均为0.4，对应的试验轴压比均为0.235，图14a～14c为S-2试件曲线，14d～14f为S-3试件曲线，柱B、D两面为试验中反复拉压面。

由图14a可知：层间位移角达到1/200，即水平推力为110 kN附近时，柱底端角筋C首先发生屈服。由图14a、14b知：层间位移角达到1/75，即水平推力为170 kN附近时柱底端角筋A、B屈服，柱中部纵筋C屈服。层间位移角达到1/50，即水平推力为190 kN附近时，柱中部纵筋B屈服。由图14c可知，柱上部角筋均未屈服。由图14d可知，层间位移角达到1/75，即水平推力为70 kN附近时，柱底端角筋C首先屈服。由14d～14f知，角筋A、B、D均未屈服。

图15为试件水平荷载-拉筋应变曲线。图15a～b为S-2试件曲线，15c～d为S-3试件曲线。图15a可知：由于柱底在水平推力作用下弯曲剪切变形较大，拉筋基本接近屈服。考虑到B、D两面为反复拉压面，加之实际构件不完全对称，正如图15b所示，拉筋D测点应变屈服。由图15c～d及试验可知：除底部拉筋C应力较大，发生屈服，其他拉筋(包括柱顶端)应变值均很小，基本处于弹性范围。

由图14、15可知：由于试件S-2底部弯曲破坏，故纵筋应力对称分布，且柱底端应力很大，纵筋屈服，加之拉筋对混凝土及纵筋起到约束效应，故部分拉筋应变较大；S-3试件底部绝大多数纵筋及拉筋应变很小，处于弹性范围，试件其他部位无明显破坏，表明由于拉杆、钢管约束作用使得试件在端部界面发生了“集中剪切滑移”破坏。

图14 纵筋荷载-应变曲线Fig.14 Loading-strain curves of longitudinal rebars

2.5 荷载-位移滞回曲线

图16为试件S-2、S-3滞回曲线，可知：试件在加载初期处于弹性阶段，滞回曲线的加载和卸载几乎重合，滞回环狭长，在卸载后残余变形小；而进入弹塑性阶段后，滞回曲线开始弯曲，卸载后残余变形增大。随着位移不断增大，试件的滞回面积逐渐变大，且越显饱满；位移继续增大，试件的峰值荷载开始下降，卸载后残余变形更大，滞回环更加饱满。

a—试件S-2; b—试件S-3。图16 水平荷载-水平位移滞回曲线Fig.16 Hysteretic curves of horizontal loads anddisplacement for specimens S-2 and S-3

两试件轴压比相同，由于加载方式及约束不同，剪跨比不同，两者均出现了柱底端发生混凝土拉裂、压碎、钢筋屈服及钢壳鼓出破坏等现象，但试件S-2钢壳厚度为2 mm，试件S-3钢壳厚度为1.5 mm，相对较薄，且试件S-2两端有加强环箍，能有效地约束柱端混凝土及柱端钢壳，防止其过早破坏。由于试件S-3钢壳较薄，且无加强环箍，故其柱底端钢壳屈曲较严重，因此试件S-2耗能能力更高。

2.6 骨架曲线

从图17所示的试件S-2及S-3骨架曲线可见：骨架曲线大致呈倒“Z”形，则试件在低周反复荷载下均经历了弹性、塑性的受力阶段，试件S-2在达到最大荷载之后，荷载下降很小，而位移有明显增长，这表明试件S-2较试件S-3具有更好的延性。

—试件S-2； —试件S-3。图17 试件S-2及S-3骨架曲线对比Fig.17 Comparisons of skeleton curves for specimens S-2 and S-3

2.7 试件延性分析

表2给出骨架线中，屈服点、极限点及其对应的位移[13]，并计算出位移延性系数。可知：对于试件S-2，其两个方向的极限位移Δ0.85几乎相同，但极限荷载T0.85却略有差别，可见沿两个主轴方向的延性并不完全相同。对于试件S-3，其两个方向的极限位移很接近，但极限荷载相差很大。试件S-2正向屈服荷载、极限荷载与试件S-3相比均较大，负向加载时则相反。

表2 试件的屈服点、延性系数和极限位移Table 2 Yield points, ductility factorsand ultimate displacement

Ty和Δy分别为试件的屈服荷载及位移；Δ0.85为荷载下降至峰值荷载85%时的位移；μΔ为位移平均延性系数。

试件S-2的平均延性系数为3.19大于2，满足钢筋混凝土结构位移延性系数大于2.0的要求，表明延性较好。试验试件S-3的总的平均位移延性系数为1.54小于2，表明延性较差。

2.8 刚度退化曲线

由图18刚度退化关系曲线可知:由于混凝土开裂和钢材累积损伤等因素影响，随着加载过程的进行，试件的环线刚度Ki不断降低，刚度退化系数βK不断减小，在相同尺寸及配筋的前提下，试件S-2刚度比试件S-3退化得快，试件S-3的刚度下降较少。由于试件S-3刚度降低较少，未充分发挥耗能作用，且由试验可知，构件底端已发生较大破坏，不宜继续承载。

—试件S-2； —试件S-3。图18 试件刚度退化曲线Fig.18 Stiffness-degradation curves of specimens

3 构件承载力分析(试件S-1)

假定方钢管对核心混凝土的约束模型见图19，图中阴影部位为有效约束区，非阴影部位为弱约束区，假设弱约束区边界线为一抛物线，约束界线边切角为θ，b为构件截面边长，as、bs分别为拉杆的水平、竖向间距，由图19可得钢管、拉杆对核心混凝土的共同有效约束系数ke的表达式[8]:

(1)

图19 核心混凝土的有效约束区Fig.19 Effectively confined zones of core concrete

此外，由文献[8]易得混凝土所受约束应力及有效约束应力分别为：

(2)

(3)

由Mander模型[14]可得约束混凝土轴心抗压强度为：

(4)

以上式中各参数含义见文献[8]。

则方钢管约束混凝土柱的轴压承载力可由式(5)计算[12]：

Nu=fccAc+fbAb

(5)

式中：Ac和Ab分别为混凝土和钢筋的截面面积。

根据试验可知，构件达到了极限承载力，拉杆和钢管均达到屈服或接近屈服。为便于比较，混凝土、拉杆和钢管的应力均取设计强度[15]，约束边界抛物线假设为1/4圆弧[12]，即θ=45°。

表3给出了式(5)计算结果与试验结果的比较，可见计算结果与试验结果相差不大，差值在工程允许范围内，拉杆及钢管的约束效果明显。

表3 试件S-1轴压承载力Table 3 Bearing capacity of axial compressionfor specimen S-1

Ne为试验轴压承载力；Nu1为截面混凝土与钢筋承载力的简单叠加；Nu2为截面钢管、混凝土与钢筋承载力的简单叠加；Nu3为无拉杆的钢管约束钢筋混凝土承载力[12]；Nu4为式(5)计算得到的轴压承载力。

4 塑性铰长度分析(试件S-2、S-3)

塑性铰长度是衡量构件延性和耗能能力的一个重要指标，构件端部的局部屈曲范围可认为是带拉杆的钢管约束混凝土短柱的塑性铰区。根据如下经验算式[16]，可得到构件等效塑性铰的计算长度(表4)，式中各参数含义见文献[16]，可知由于钢管拉杆的约束效应，构件的塑性铰长度均比纯钢筋混凝土构件大，说明耗能增加。

(6)

表4 各试件的塑性铰长度Table 4 Plastic hinge lengths of specimens

Lp1为fc取混凝土轴心抗压强度设计值时对应的塑性铰长度；Lp2为fc取无拉杆钢管混凝土中混凝土的轴心抗压强度设计值时对应的塑性铰长度；Lp3为fc取式(4)计算的fcc时对应的塑性铰长度。

5 结束语

通过对1个轴心受压试件(S-1)和2个拟静力试件(S-2及S-3)的试验得出：

1)带有约束拉杆的薄壁钢管钢筋混凝土柱轴

心受压承载力较高，拉杆、薄壁钢管对混凝土均有约束作用，提高了柱的受压承载力。

2)试件S-1两端受力较大，在其端部设置加强环箍可以有效约束端部混凝土，防止钢管向外鼓曲。试件S-2、S-3分别主要发生柱底端弯曲破坏和底端界面“集中剪切滑移”的剪切破坏。

3)试件S-2滞回曲线较试件S-3更饱满，耗能能力更强，适当增加钢管壁厚可有效提高试件的承载力及耗能能力，拉杆、钢管的约束作用，可增加柱端塑性铰长度，提高构件延性。

4)通过分析，给出了带有拉杆的钢管钢筋混凝土柱的轴压承载力计算式，与试验结果比较，吻合良好。