内置非贯通型钢的钢管约束RC柱抗震性能研究

2022-12-01王秋维史庆轩

振动与冲击 2022年22期

赵航，王秋维，史庆轩，王璐

(1.西安建筑科技大学土木工程学院，西安 710055；2.陕西工业职业技术学院土木工程学院，陕西咸阳 712000；3.西安建筑科技大学结构工程与抗震教育部重点实验室，西安 710055)

钢管约束钢筋混凝土(steel tubed reinforced concrete，STRC)柱由Tomii等[1-2]于1985年提出，主要特点为钢管于柱端断开不直接承担竖向荷载，仅对核心混凝土提供约束作用，改善了钢筋混凝土短柱的剪切破坏。近年来，国内外学者对STRC柱受力性能进行了较多研究。Aboutaha等[3]采用6个足尺试件，对比分析了普通高强RC试件与STRC试件的抗震性能，发现钢管约束可显著提高试件延性，在较大位移时试件仍具有稳定承载力。Sun等[4-6]通过39个方钢管约束RC柱的拟静力试验，分析了主要因素对抗震性能的影响，结果表明试件在高轴压比下仍具有较好的延性，低剪跨比下可发生弯曲破坏，并且钢管壁厚的影响在高轴压比时较大。周绪红等[7]对不同截面形式钢管约束RC柱进行对比，发现同等轴压比下，圆钢管约束性能明显优于方钢管。Zhou等[8-9]研究了钢管约束型钢混凝土柱抗震性能，在同等用钢量时，其性能明显优于SRC柱，轴压比对层间变形能力无明显影响，建议工程实践中可不限制轴压比，型钢设栓钉可改善黏结滑移破坏，但对抗震性能影响较小。为提高塑性铰区方钢管约束效果，Gan等[10]在STRC柱塑性铰区方钢管上设置斜向肋板，同等加载条件下，该形式表现出比圆钢管约束RC柱更为优越的性能。基于已有研究[11]，STRC组合柱已在我国高层及大跨度结构中得到应用，典型建筑包括大连市体育馆、大连市中国石油大厦等。

尽管STRC柱具有优越的力学性能，但在实际工程应用时，STRC柱框架节点区域仍采用普通RC柱梁节点的构造形式。在STRC柱框架结构中，由于柱的外包钢管在节点处断开，没有钢管的有效约束，节点则会成为相对薄弱的部位。刘界鹏等[12]通过对比试验发现，采用普通构造措施的STRC柱框架节点试件发生了节点区域混凝土压溃破坏，其承载力比相同截面参数的短柱试件明显偏低，可见在地震作用下，STRC柱框架结构会有节点先于构件破坏的安全隐患。山东青岛海天中心项目[13]在应用STRC柱时，通过设置型钢短柱来改善节点的强度和刚度，使其达到“强节点弱构件”的设计要求，受力形式简明清晰，施工方便，是一种较为合理的增强方案，其构造如图1所示。

当型钢短柱增强节点性能时，部分伸入STRC柱中，改变了STRC柱塑性铰区性能。文献[14]表明，在RC柱塑性铰区合理设置非贯通增强钢管，可以有效提高塑性铰区抗弯及塑性转动能力，与其构造相似，利用伸入STRC柱内型钢提高柱塑性铰区性能，更利于满足“强柱弱梁”的设计需求，提高结构抗震性能，做到对型钢短柱的充分利用。在此背景下，本文通过6个内置非贯通型钢STRC柱及2个无内置型钢试件的对比试验，结合有限元分析，以型钢内置长度和轴压比作为主要影响因素，探讨内置非贯通型钢的STRC柱抗震性能，分析钢管约束及型钢增强机理，并提出合理的型钢内置长度，为型钢增强STRC柱及节点的设计提供理论参考。

图1 内置型钢增强STRC柱节点Fig.1 STRC column joint reinforced with built-in section steel

1 试验概况

1.1 试件设计与制作

共设计6个内置非贯通型钢STRC柱，为便于对比，还设计了2个无型钢的普通STRC柱。根据轴压比的不同，试件可分为A、B两组，对应的试验轴压比nt分别为0.3和0.5，每组4个试件，根据柱预估塑性铰长度设计内置型钢，伸入长度分别为100 mm，250 mm和450 mm。钢管均采用Q235级钢材，直径D为273 mm，壁厚t为3 mm，纵筋均采用HRB400级钢筋，直径14 mm，箍筋采用HPB300级钢筋，直径8 mm，型钢采用Q235级钢材，尺寸为148 mm×100 mm×6 mm×9 mm，栓钉直径为10 mm，间距为150 mm，构造形式及截面尺寸如图2所示，试件主要设计参数如表1所示。

表1 试件参数信息Tab.1 Design parameters of specimens

当试件制作时，首先绑扎柱和底梁钢筋骨架，支底梁模板，然后按要求尺寸切割钢管和型钢，并进行组装及定位，支脚手架进行固定，最后进行混凝土浇筑及养护，如图3所示。为避免直接承担纵向荷载，钢管在柱根及加载端处断开15 mm，具体做法为：当组装钢管时，定位钢管底部距底梁顶面15 mm，先浇筑底梁混凝土，待其流动性降低时浇筑柱体混凝土，最后在终凝前对断开处进行修整，以确保钢管壁下部无混凝土；在试件达到强度后，距顶部250 mm处采用角磨机环切钢管15 mm，以避免钢管承受纵向荷载。

图3 试件制作Fig.3 Production of specimens

1.2 加载装置及测量方案

试验加载装置如图4所示，试验采用荷载-位移混合控制加载方式。加载制度为：首先，采用200 t油压千斤顶施加轴向荷载250 kN后卸载，消除试验设备的影响；然后，重新施加试验设计荷载保持恒定。竖向加载完成后，采用量程50 t液压伺服作动器在柱顶施加往复荷载，由MTS电液伺服加载系统控制。屈服之前采用荷载控制，荷载增量为10 kN，每级循环一次，屈服后改为位移控制，按屈服时柱顶侧移的倍数加载，加载依次为Δy，1.5Δy，2.0Δy，…并在每级循环3次，加载至试件严重破坏或不能继续承担预设轴压力时，停止加载。

1.反力架；2.反力墙；3.MTS作动器；4.千斤顶；5.加载头；6.试件；7.压梁；8.基础底梁。图4 试验加载装置Fig.4 Test setup

1.3 测点布置

试验量测的主要内容包括柱顶水平荷载和水平位移、钢管纵、横向应变和型钢翼缘纵向应变。水平荷载和位移通过MTS作动器荷载传感器及柱顶位移计测量，底梁设置位移计用来消除试件整体滑移影响。钢管和型钢应变则通过预先布置的应变片及应变花来测量，应变数据通过TDS-630静态数据采集仪进行采集，主要应变测点布置如图5所示。

1.4 材料力学性能

采用C40商品混凝土，同批浇筑，自然养护。并预留9个150 mm×150 mm×150 mm标准立方体试块同条件养护，测得混凝土立方体抗压强度平均值fcu,m为39.03 N/mm2，由此换算得到立方体抗压强度标准值fcu,k为37.8 N/mm2，可见混凝土强度基本满足设计要求。钢材按GBT 228.1—2010《金属材料拉伸试验第1部分：室温试验方法》[16]进行试件取样、制作及测试，结果如表2所示。

图5 测点布置 (mm)Fig.5 Layout of measuring points (mm)

表2 钢材力学性能Tab.2 Mechanical properties of steel

2 破坏过程与形态

由于钢管包裹钢筋混凝土，加载过程中无法直接观测到内部混凝土的裂缝发展，肉眼可观察到的破坏主要集中于柱根钢管断开区域，各试件破坏现象相似，如图6所示。以典型试件STRC-B-2为例描述破坏过程：加载初期，试件处于弹性阶段，无明显变化；随水平荷载增加，柱根钢管断开处出现细微水平裂缝；当达屈服荷载时，形成明显主裂缝，保护层有少量掉落；当达峰值荷载时，低周反复过程中主裂缝贯通，钢管与混凝土之间有显著错动；当达极限荷载时，主拉裂缝宽度最大可达3 mm以上，受拉侧钢管底部与混凝土之间沿柱径向脱开。由于混凝土受压膨胀，试件钢管根部均产生了轻微鼓曲，高轴压比下裂缝宽度普遍较小，受压侧混凝土压酥剥落区域范围较大。

图6 试件STRC-B-2破坏形态Fig.6 Failure mode of the STRC-B-2

加载结束后，剥开外包钢管，加载方向核心混凝土破坏情况如图7所示。由图7可知，型钢内置长度不同，裂缝分布范围及混凝土破坏程度不同。l=0与l=450 mm试件混凝土裂缝分布相近，主要集中在柱根100 mm范围内，但后者混凝土压溃更为严重；l=100 mm与l=250 mm试件裂缝分布基本在型钢内置范围内。分析原因在于型钢与混凝土之间存在滑移，l=100 mm与l=250 mm试件根部向上各截面抗弯承载力存在差异，裂缝分布范围较广，而l=450 mm试件型钢与混凝土协同相对较好，各截面承载力差异小，破坏则主要集中受弯最大处。

图7 核心混凝土破坏形态Fig.7 Failure mode of the core concrete

3 试验结果分析

3.1 滞回曲线

图8为各试件滞回曲线，其中P和Δ分别为柱端水平荷载和水平位移。由图8可知：

(1) 加载初期，试件滞回曲线基本为直线，几乎没有残余变形；达到屈服时曲线斜率逐渐减小；峰值荷载后，承载力缓慢下降，残余变形显著，同一级位移下，滞回环基本重合，钢管的约束作用延缓了混凝土损伤发展。

(2) 轴压比越低，试件的滞回曲线捏缩现象越显著，这种现象只要由受拉裂缝的张开闭合所导致，试件从卸载到反向加载过程中，裂缝逐渐闭合，受拉侧转变为受压，裂缝闭合前仅纵筋受压，刚度显著下降，裂缝闭合后，纵筋与混凝土共同承荷，刚度则转而增大，由此滞回曲线产生捏缩；当轴压比较高时，裂缝的张开幅度较小，闭合较快，捏缩现象则较轻。

(3) 内置型钢可显著改善滞回曲线的捏缩现象，主要在于内置型钢可提高试件的受压刚度，内置型钢长度越大，型钢与混凝土协同变形越好，抗弯性能则发挥越充分，相应滞回曲线则越饱满。

图8 试件滞回曲线Fig.8 Hysteresis curves of specimens

3.2 骨架曲线及变形能力分析

取各试件滞回曲线中每级第一次循环正负向荷载峰值点连线为骨架曲线，图9反映了内置型钢对骨架曲线的影响。通过对比可知：

(1) 各试件初始刚度相近，高轴压比试件略高一些，骨架曲线软化段较为平缓，柱变形较大时依然具有较好的承载能力。

(2) 内置型钢采用不同长度l时，柱承载力提高程度不同，当l=100 mm时，承载力提高较小，两种轴压比下(轴压比为0.3、0.5)提高幅度仅为7.9%，4.4%；l=250 mm时，承载力提高幅度明显增大，可达 40.2%，23.3%；当l=450 mm时，承载力提高幅度又有所减小，降至0.9%，6.9%。可见内置型钢长度在一定范围内影响较为显著，过长时承载力进一步提高有限。

图9 内置型钢对骨架曲线的影响Fig.9 Effect of the length of built-in section steel on skeleton curve

通过位移延性系数μ和位移转角θ分析各试件变形能力。屈服位移Δy采用能量法确定，极限位移Δu取荷载下降至85%峰值荷载时的位移，对应的位移转角θ为柱端位移与柱高的比值，具体数值如表3所示。由表3可知：

(1) 与无型钢试件相比，内置型钢试件延性系数μ并没有明显提升，原因在于内置型钢试件中，屈服位移角θy和极限位移角θu均有明显提升，而仅对比极限位移角θu可知，内置型钢有效的提高了试件的塑性变形能力。

(2) 内置型钢试件中，随l增大，θy和θu虽均有提升，但θu提升更快，延性系数μ也随之增长，试件变形能力随之增强。

(3) 相同内置长度时，高轴压比试件μ值和θ值小于低轴压比试件，但两者之比均在80%以上，且所有试件中延性系数最小值为3.97，表明内置非贯通型钢的STRC柱在高轴压下依然具有较好的变形能力。

表3 试件变形能力Tab.3 Deformation capacity of specimens

3.3 耗能能力

试件耗能能力通常采用等效黏滞阻尼系数ζeq和累积耗能E来评价，其值越大代表耗能能力越高，由图10可知：

(1) 试件从进入屈服到最终破坏，ζeq随位移接近线性增长，耗能随位移增大而增大。相同位移时，内置型钢试件ζeq值均大于无型钢试件；加载结束时，无内置型钢试件中ζeq最大值为0.28，内置型钢试件中ζeq最小值为0.34，最大值为0.43，表明内置型钢可显著提高STRC柱耗能能力。

(2) 型钢内置长度越长，试件E值越高，耗能能力越强；轴压比越高，混凝土受压面积越大，裂缝闭合较早，试件前期E值略高一些。后期由于混凝土压溃严重，延性下降，E值则小于低轴压比试件。

图10 试件耗能Fig.10 Energy dissipation of specimens

4 有限元分析

4.1 模型建立

为进一步明确组合柱的抗震机理，采用通用有限元软件ABAQUS建立模型，典型模型如图11所示。其中混凝土和型钢采用C3D8R减缩积分单元，钢筋采用T3D2桁架单元，钢管采用S4R壳单元。采用“嵌入”(embed)方式将钢筋笼内置混凝土柱及底梁中。钢管与混凝土界面间、型钢与混凝土界面间法向均采用“硬接触”(hard contact)来考虑界面之间挤压与张开，切向采用罚函数来考虑滑动和摩擦，摩擦因数μ均取用0.6，钢管与混凝土平均黏结应力取为0.6 MPa[17]，型钢与混凝土之间的平均黏结应力则按文献[18]公式取值。试验结果显示柱根钢管断开截面会产生一条显著的水平主裂缝在加载过程中张开与闭合，通过在柱根与底梁界面之间设置“黏结行为”(cohesive behavior)来考虑此特征，其中界面法向极限应力取为混凝土拉应力。

图11 有限元模型Fig.11 The finite element model

模型边界条件为：限制底梁下部转动和平动全部6个自由度；限制柱顶绕X，Z轴转动和Y方向平动。钢材采用双折线随动强化模型，混凝土采用塑性损伤模型(concrete damaged plasticity)，损伤因子则采用文献[19]计算方式，并经过大量试算确定相关系数nc=2.3，nt=1.1。

4.2 模型验证

各试件滞回曲线模拟与试验对比结果见图8，两者曲线吻合较好，水平荷载峰值的误差为2.4%，比值的方差为0.07。破坏形态以典型试件STRC-B-2为例说明，如图12所示，损伤主要集中在内置型钢高度范围，柱根两侧损伤最严重，中部次之，模拟与试验结果基本一致。为进一步验证数值模拟的有效性，对比试件型钢应变分布，如图13所示，模拟与试验数值相近，发展规律相同。综上可见，有限元模型具有较好的适用性。

图12 试件STRC-B-2破坏形态对比Fig.12 Failure modes of the STRC-B-2

图13 型钢荷载-应变曲线Fig.13 Load-strain curves of the section steel

4.3 受力机理分析

4.3.1 钢管约束作用

以典型试件STRC-B-2为例，取钢管不同测点处的应变探讨其约束作用机理，荷载与应变关系曲线如图14所示，其中h为钢管不同测点高度。由图14可知：

(1) 当h=30 mm时，正向加载时横向应变εh随位移增大而增大，卸载时应变减小，负向加载时基本保持不变，峰值荷载前εh达到屈服应变εy(值为0.001 658)，加载过程中εh始终大于纵向应变εv，表明根部钢管主要发挥横向约束作用。

(2) 当h=250 mm和h=450 mm时，加载过程中εv显著大于εh，纵向应变εv在反复加载中拉压应变数值相近，最大值接近εy，表明钢管发生了明显的弯曲变形，其截面抗弯作用大于横向约束作用。

从有限元模拟结果中提取峰值荷载对应的钢管应力分布，如图15所示。钢管的纵向应力呈中部大，向两端递减的特征，应力最大值可达270 MPa以上，经计算，STRC-B-1～STRC-B-3试件中钢管弯矩占型钢-混凝土过渡截面总弯矩的16.3%，36.8%，40.2%。可见，钢管抗弯作用在过渡截面的贡献不宜忽视。

图14 钢管荷载-应变曲线Fig.14 Load-strain curves of the steel tube

图15 钢管纵向应力分布Fig.15 Stress distribution of the steel tube

4.3.2 型钢抗弯性能

型钢抗弯性能的发挥程度可通过其根部翼缘纵向应变εv来反映，以STRC-B系列为例，取h=30 mm高度处的应变进行分析(见图13)。由图13可知：

(1) 型钢内置长度l=100 mm试件中，测点纵向受压应变大于受拉应变，但两者均远小于εy，表明型钢抗弯作用发挥不足，纵向压应变主要由轴向压力产生。

(2)l=250 mm与l=450 mm试件中，型钢应变迅速增长，峰值位移时拉压应变均已超过εy，其中l=250 mm 试件受压应变大于受拉应变，l=450 mm试件中受拉应变大于受压应变，表明型钢随l增大受弯更加充分。

为进一步研究型钢抗弯作用，从模拟结果中提取柱底型钢弯矩和加载位移关系曲线，如图16所示，曲线包围面积为型钢受弯时的耗能E。对E进行求解可得，l=100 mm试件耗能仅为11.9 kN·m2，而l=250 mm 和l=450 mm试件耗能增大到126.4 kN·m2和199.7 kN·m2，进一步验证了型钢内置长度越长，受弯越充分。

图16 型钢弯矩-位移关系曲线Fig.16 Bending moment-displacement relation curve of section steel

内置型钢主要受力来自与混凝土的接触作用，由于非贯通，作用力可分解为：水平向正应力σh、竖向正应力σv、水平向切应力τh和竖向切应力τv(含栓钉作用力)，如图17所示。各应力相应引起型钢根部弯矩为Mσh，Mσv，Mτh，Mτv，在此忽略弱轴方向作用影响。

图17 型钢与混凝土界面应力Fig.17 Interface stress between section steel and concrete

在不同参数下，各界面应力大小不同，对型钢根部产生弯矩不同，以试件STRC-B-2参数为基础进行扩展分析，变化参数为：内置型钢长度100～600 mm，长度间隔为50 mm，试验轴压比取0.1～0.7，钢管厚度1.5～3.5，剪跨比取2～5，配筋率取1.1%～4.4%。结果表明，各应力主要受轴压比和型钢长度影响，提取各应力在型钢根部产生弯矩如图18所示。由图18可知：

(1) 轴压比越大，Mσv越大，当l较小时，σv为产生弯矩的主要作用力。

(2)l越长，Mσh越大，且随轴压比的减小而增大；各试件中Mτh和Mτv相对较小，原因在于混凝土与型钢之间发生了滑移，τh和τv数值相对较小。

(3) 对比l=400～600 mm各试件，各应力产生弯矩大小及占比分布基本相同，主要由σh产生。

图18 型钢弯矩各分量占比Fig.18 Proportion of the bending moment of section steels

可见，σh和σv是产生型钢根部弯矩的最主要因素，当l过短，σh作用力臂较短，抗弯作用不易发挥；增大l，力臂增大，型钢受弯增大;当l超过一定值时，型钢根部弯曲充分，增大l弯矩不再明显提高，反而增大了用钢量。

4.4 内置型钢长度取值

合理的内置长度应当便于型钢抗弯性能的发挥，同时节省材料。为了确定合理的内置型钢长度，以水平承载力P和型钢弯曲耗能E作为主要指标，分析在各参数下受l变化的影响，结果如图19所示，其中最大值Pmax和Emax取型钢贯通时的数值。由图19可知，P和E随l增大过程中存在明显转折，转折点前P和E随l增大而增大，转折点后P和E增幅显著降低，趋于常值，容易判断，转折点前型钢受弯未充分，性能发挥不足，转折点后受弯较为充分，承载力及耗能不再明显提升，转折点对应l即为合理内置长度。

由于型钢受弯由不足到充分的转变发生在一个范围，当转折点横坐标取l=2.2D时，相应P和E可达最大值的99%和99%以上；取l=1.5D时，则P和E可达最大值的98%和96%以上；取l=1.3D时，则P和E可达最大值的90%和82%以上。综合考虑型钢用钢量以和性能的发挥程度，以及工程实践过程中的不确定因素，建议在常用含钢率条件下，设计中l取值在1.5D～1.7D。