采用新型抗剪连接件的型钢混凝土柱轴压性能试验研究*

2022-08-01李帼昌曹凯奇杨志坚邱增美

工业建筑 2022年5期

李帼昌曹凯奇杨志坚邱增美

(沈阳建筑大学土木工程学院，沈阳 110168)

0 引言

型钢混凝土结构具有承载力高、耐火、延性好等优点，在实际工程中被广泛应用。近年，国内外学者以含钢率、配箍率、混凝土强度等参数对型钢混凝土柱进行了轴心受压试验研究[1-4]。周中一等[5]对5个1/20缩尺工字形截面型钢混凝土短柱进行了受压性能试验研究。在实际工程中，由于受力复杂致使组合结构中型钢与混凝土之间存在黏结滑移现象，使其过早发生破坏。为了减少型钢和混凝土的相对滑移，保证组合构件整体工作性能，国内外学者设计开发了栓钉抗剪连接件、开孔板抗剪连接件、Y型开孔板抗剪连接件、PBH抗剪连接件、橡胶套栓钉抗剪连接件等各类抗剪连接件，并通过推出试验研究了其受力性能[6-10]。

近年来，部分学者又将各类抗剪连接件应用于型钢混凝土柱，并进行有限元分析及试验研究。孙兴全等[11]对采用开孔波折板连接件的型钢混凝土柱的滞回性能进行了有限元分析；张春雷等[12]对采用栓钉连接件的大长宽比腹板钢骨混凝土短柱进行了滞回性能的有限元分析；Zhu等[13]以轴压比、配箍形式、型钢及栓钉配置情况为试验参数，对21根型钢超高强混凝土柱进行了低周往复试验研究；Yang等[14]以箍筋间距、混凝土强度、栓钉为参数，对14根部分预制型钢混凝土短柱进行了轴压试验研究。

通过上述分析表明，国内外学者将抗剪连接件布置在型钢混凝土柱中，探究抗剪连接件对型钢混凝土柱轴压性能影响规律的试验研究较少；并且随着大型复杂组合结构的出现，采用传统的栓钉抗剪连接件时所需栓钉数量较多，存在焊接工作量大以及连接部位栓钉过密导致施工困难等问题，因而已不能完全满足工程需要[15]；而开孔板抗剪连接件主要运用于桥梁结构中，且尺寸均较大[16]。因此，李帼昌等[17-18]开发了尺寸较小且非连续布置的π形开孔板(π-type perfobond)、π形CR(π-type crestbond)两种新型抗剪连接件并进行了推出试验研究，本文将上述两种新型抗剪连接件应用于型钢混凝土柱中，对1个普通的和5个设置抗剪连接件的型钢混凝土短柱进行轴心受压试验，研究抗剪连接件对型钢混凝土柱承载力、延性等方面的影响，分析型钢混凝土柱中各材料所分担荷载的规律，为实际工程的应用提供参考依据。

1 试验方案设计

1.1 试件设计

依据设计了6根型钢混凝土短柱，其中5根设置抗剪连接件，试件截面尺寸为300 mm×400 mm，高度为1 200 mm。试件采用C60混凝土，四角配有416的钢筋，箍筋为8@100/50，为防止柱端发生局部受压破坏，在两端进行箍筋加密，贯穿钢筋采用10。试件内型钢的截面尺寸为200 mm×150 mm×10 mm×12 mm，在型钢翼缘处焊接栓钉、π形开孔板、π形CR抗剪连接件，型钢与抗剪连接件均选用Q355钢材。试件截面尺寸及配筋如图1所示，试件具体参数见表1。混凝土立方体抗压强度平均值为58 MPa，混凝土弹性模量为3.34×104MPa。参照GB/T 228.1—2010《金属材料拉伸试验第1部分：室温试验方法》[19]的规定测得钢筋与钢板的力学性能，如表2所示。

a—立面；b—1—1剖面。图1 试件截面尺寸及配筋 mmFig.1 Sectional dimensions and reinforcement of specimens

表1 试件参数Table 1 Parameters of specimens

表2 钢材力学性能Table 2 Mechanical properties of steel

SRC代表组合结构，D代表单调荷载，K、TKK代表π形开孔板抗剪连接件，C、TCR代表π形CR抗剪连接件，S代表栓钉抗剪连接件；b为试件截面宽度，h为试件截面高度；d为抗剪连接件的布置间距。

fy为屈服强度;fu为极限强度;Es为弹性模量。

1.2 试验装置及加载方式

试验在沈阳建筑大学结构工程实验室12 000 kN大型多功能结构试验机上进行。每个试件沿竖直方向布置4个位移计，量测试件轴向总变形；水平方向布置4个位移计，设置在1/2柱高处，量测水平方向变形。加载装置见图2，型钢、混凝土、钢筋测点如图1，位移计、抗剪连接件的测点布置如图3。其中，C1～C6为混凝土测点，S1～S6为型钢测点，Z1～Z4为纵筋测点，G1～G4为箍筋测点，I1、I2为贯穿钢筋测点，K1～K9为π形开孔板抗剪连接件测点，R1～R9为π形CR抗剪连接件测点，D1～D2为栓钉测点。试验采用荷载-位移混合控制的加载模式进行加载，首先是力控制加载，以每级300 kN进行施加，持载时间为2 min；试件屈服后改用以1 mm/min的速度位移控制加载，直至承载力下降至峰值荷载的65%，停止加载，试验结束。

图2 加载装置Fig.2 Test set-up

a—位移计测点布置；b—抗剪连接件测点布置，mm。图3 测点布置Fig.3 Arrangement of measuring points

2 试件破坏形态

图4为各试件的破坏形态。其中设置抗剪连接件试件的破坏形态较为相似，以SRCDC-1为例进行分析：加载初期，各试件型钢、混凝土、钢筋、连接件均处于弹性工作阶段，混凝土无开裂现象，各部件能较好地协同工作；加载至0.4Nm(Nm为试件峰值荷载，取值为试件极限承载力)左右时，试件上端部型钢腹板侧出现一条细微裂缝，主要由于型钢腹板对侧面混凝土的约束力较薄弱，且此阶段裂缝发展缓慢；随着荷载的增大，裂缝数量增多，部分裂缝均匀的向柱中部延长并变宽；加载至0.75Nm左右时，纵筋发生屈服，采用位移控制加载模式；随着荷载的继续增大，混凝土开始起皮，逐渐伴有开裂声，在试件棱角处会产生纵向劈裂裂缝；当试件达到峰值荷载Nm时，型钢也已屈服；随着位移进一步增大，箍筋鼓曲，在柱中部存在部分混凝土被压溃剥落；当荷载下降至峰值荷载的65%时，停止加载。其中栓钉、π形开孔抗剪连接件的高度较大，使得型钢外围混凝土保护层变小，且柱端裂缝开展位置靠近抗剪连接件，使得柱端部混凝土破坏，导致试件SRCDK-2、SRCDS破坏发生在柱上端部，从而使得二者的承载力偏低。

a—SRCDC-1；b—SRCDC-2；c—SRCDK-1；d—SRCDK-2；e—SRCDS；f—SRCD。图4 各试件破坏形态Fig.4 Failure modes of specimens

在加载前期，无抗剪连接件的试件SRCD与其他试件相同，试件外观无明显变化；加载至0.5Nm左右时，试件出现第一条裂缝，且裂缝发展缓慢；当承载力达到0.8Nm时，试件底角开裂并向上延伸，裂缝逐渐变宽；当试件达到峰值荷载7 585 kN时，纵筋、型钢均已屈服，混凝土伴有噼里啪啦的响声，随着继续增加位移，角部开裂，陆续有混凝土压溃声，不断有混凝土崩出，箍筋鼓曲，在试件中部有大面积混凝土被压碎剥落，试件破坏，停止加载。与设置抗剪连接件的试件相比，试件SRCD的整个加载过程中，裂缝数量少，且裂缝宽度较大。

3 试验结果分析

3.1 荷载-位移曲线

图5为试验得到的各试件荷载-位移曲线。由图可知，型钢混凝土柱的轴压承载力较大，加载初期，试件承载力随着竖向位移的增大呈线性增加，说明试件处于弹性工作状态；继续施加荷载，试件竖向位移的增长也随之变快，当承载力达到(0.73～0.8)Nm时，纵筋发生屈服，试件处于弹塑性工作阶段，荷载-位移曲线由直线变为曲线。达到峰值荷载后，型钢发生屈服，箍筋也逐渐屈服并发生外鼓现象，导致混凝土压碎脱落，尤其是未布置抗剪连接件试件的混凝土发生大面积剥落且承载力下降明显；对于在型钢翼缘布置抗剪连接件的试件曲线下降缓慢；与栓钉、π形开孔板抗剪连接件相比，型钢翼缘布置π形CR抗剪连接件的试件承载力更高。

— SRCD; — SRCDS; — SRCDC-1; — SRCDC-2; — SRCDK-1; — SRCDK-2。图5 试件荷载-位移曲线Fig.5 Load-displacement curves of specimens

表3为试件荷载-位移曲线中的特征荷载及相应位移。延性系数为极限位移和名义屈服位移之比。由表可知，设置抗剪连接件可提高轴压状态下型钢混凝土短柱的延性。设置π形CR抗剪连接件SRCDC-1试件的延性系数提高最大，增幅为8.4%；设置栓钉、π形开孔板抗剪连接件试件的延性系数略有提高。

表3 试件特征荷载及位移Table 3 Characteristic loads and displacement of specimens

Δy为屈服位移；Ny为屈服荷载；Δm为峰值荷载对应的位移；Nm为峰值荷载；Δu为极限位移；Nu为极限荷载；μ为试件延性系数。

3.2 荷载-应变曲线

图6为各试件中截面荷载-应变曲线。由图得知，加载初期，试件各受力部分的应变值较小，随竖向位移的增加呈线性变化；加载至0.75Nm时，试件SRCDC-1中型钢、混凝土、纵筋的平均应变分别为-1.429×10-3、-1.137×10-3、-1.721×10-3，试件SRCDK-1中型钢、混凝土、纵筋的平均应变分别为-1.116×10-3、-0.814×10-3、-1.369×10-3，试件SRCD中型钢、混凝土、纵筋的平均应变分别为-1.230×10-3、-1.165×10-3、-1.594×10-3，可见此时型钢、混凝土仍能较好的协同工作，抗剪连接件、箍筋以及贯穿钢筋的应变发展缓慢，应变值为0.500×10-3左右，说明加载初期，箍筋对混凝土的约束作用较弱；此阶段后，纵筋的应变迅速增长，并且先于型钢屈服。各试件达到峰值荷载时，由von Mises屈服准则计算得，试件SRCDC-1、SRCDK-1、SRCD的型钢翼缘测点处等效应力达到518,428,546 MPa，且此时π形开孔板、π形CR抗剪连接件腹板等效应力分别为87，235 MPa，即抗剪连接件并未屈服。峰值荷载至试件破坏阶段，承载力下降明显加快，贯穿钢筋、箍筋应变增长速率也变快，承载力下降至0.7Nm左右时，试件SRCDC-1、SRCDK-1中贯穿钢筋平均应变突然增大，说明加载后期箍筋对混凝土的约束作用加强。

a—SRCDC-1；b—SRCDK-1；c—SRCD。— 型钢； — 混凝土； — 纵筋； — 箍筋； — 抗剪连接件； — 贯穿钢筋。图6 试件荷载-应变曲线Fig.6 Load-strain curves of specimens

3.3 试件轴力分配分析

在加载过程中，为研究抗剪连接件对型钢混凝土柱各组成部分所承担轴力的影响规律，依据实测的应变数据，分别对混凝土、纵筋和型钢所承担的轴力进行计算。其中纵筋和型钢采用二折线本构模型，如图7所示；由于箍筋以及型钢对混凝土具有一定的约束作用，因此，将混凝土分为强约束区、弱约束区和无约束区[20]，如图8所示。无约束区、弱约束区混凝土所承担的轴力采用过镇海[21]提出的单轴受压本构进行计算，强约束区混凝土所承担的轴力采用约束本构模型[22-24]进行计算。

图7 钢材应力-应变曲线Fig.7 Stress-strain curve of steel

图8 约束区划分Fig.8 Division of constraint areas

将实测应变值代入相应本构模型，得到的结果见图9，表4为各材料轴力分配比例。图中Nco为非约束、弱约束区混凝土所承担的轴力；Ncc为强约束区混凝土所承担的轴力；Na为型钢所承担的轴力；Ns为纵筋所承担的轴力；Nc1为计算所得试件的承载力；Δm,c为计算达到荷载最大值时所对应的竖向位移；Nm为试验中试件的峰值荷载；Δm为试验试件达到最大承载力时所对应的竖向位移。在试验过程中，可能会存在试件破坏控制面位置的偏差、材料本构关系近似性、混凝土约束区域近似性等误差，从而导致计算得到的荷载-位移曲线与试验得到的荷载-位移曲线存在一定偏差，从图9可以看出，二者整体吻合较好。由图9及表4可知，试件承载力在峰值荷载Nm以前，混凝土承担轴力在50%以上，说明试件轴力主要由混凝土承担；随着荷载的施加，非约束区、弱约束区混凝土承担的轴力比例逐渐减小，型钢、纵筋所承担的轴力比例逐渐提高。在整个加载过程中，焊接抗剪连接件的试件达到峰值荷载时，混凝土、型钢、纵筋也基本达到自身承载力的最大值；无抗剪连接件的试件SRCD达到峰值荷载时，型钢和钢筋各自所承担轴力未达到最大值，此时，分别达到了自身最大承载力的86%、75%。与未布置抗剪连接件的试件相比，设置抗剪连接件的试件，对于型钢翼缘设置抗剪连接件的试件，其强约束区混凝土所承担的轴力有所降低，使得试件承载力随之降低，但是延性得到了提高。

a—SRCDC-1；b—SRCDK-1；c—SRCD。— Nco； — Ncc； — Na； — Ns； — Nc1； — Nm。图9 各材料轴力分配曲线Fig.9 Distribution curves of axial force of each component

表4 各材料轴力分配比例Table 4 Proportions of axial force for different materials

Nm1为试件各部分所承担的最大轴力；Nm2为各部分在试件达到最大承载力时对应的轴力；δi为试件的Nm1与Nm2的比值，其他符号意义同前。

4 承载力计算

目前，刘维亚[25]等学者以及各国规范[26-28]均给出了型钢混凝土柱轴心受压承载力计算公式。具体的公式如下：

中国JGJ 138—2016规范：

NJGJ=0.9(fcAc+faAa+fsAs)

(1)

式中:NJGJ为轴心受压荷载计算值；fc为混凝土轴心抗压强度；fs、fa分别为纵向钢筋和型钢屈服强度；Ac、As、Aa分别为混凝土、纵向钢筋和型钢截面面积。

欧洲EC4规范：

NEC4=0.85fcoAc+faAa+fsAs

(2)

美国ACI 318-14规范：

NACI=0.85(0.85fcoAc+faAa+fsAs)

(3)

假设无抗剪连接件，将混凝土、钢材强度实测值代入式(1)～(3)中进行计算，得到计算结果见表5。由表可知，依据上述规范得到的计算值与试件SRCD试验结果相差较大，试验值与各规范计算值的比值均值分别为1.07、1.04和1.22，变异系数均为0.033，可以看出上述规范得到的计算结果偏于保守，致使型钢混凝土柱优越的承载能力不能充分体现。

表5 试验结果与规范计算结果比较Table 5 Comparisons between experimental results and computed results calculated by the standards

近年，众多学者[3,29]考虑约束效应，对型钢混凝土柱承载力进行了计算，吻合较好，因此，本文也将考虑混凝土的约束情况，采用文献[22-24]提出的本构模型进行承载力计算。

Nc2=Nco+Ncc+Na+Ns

(4)

其中Na=faAa；Ns=fsAs；Nco=fcoAco

Ncc=fccAcc；fcc=kfco

式中：k通过文献[24]中的计算公式得到；fcc为考虑箍筋、型钢对混凝土约束后的轴心抗压强度；Acc为强约束区的面积，其他符号意义同前。

将试验数据代入考虑约束作用的式(4)中，对型钢混凝土柱的轴心受压承载力进行计算，得到Nc2=7 567 kN，与无抗剪连接件试件的试验值吻合良好，该方法可用于计算型钢混凝土柱，但相比布置抗剪连接件试件的试验值，该计算值偏大，原因是抗剪连接件对混凝土强约束区有一定的削弱，因此，实际工程中，对焊接抗剪连接件的型钢混凝土柱的承载力计算中，考虑箍筋、型钢约束作用的同时建议引入折减系数来考虑上述影响。结合试验结果，对布置π形CR抗剪连接件的型钢混凝土柱轴压承载力计算时，建议引入折减系数0.95；对布置栓钉、π形开孔抗剪连接件的型钢混凝土柱轴压承载力计算时，建议引入折减系数0.9。