高強鋼管超高強混凝土柱抗震性能試驗研究

韋建剛，周 俊，羅 霞，陳寶春，楊 艷

(1. 福州大學土木工程學院，福建，福州 350108；2. 福建工程學院土木工程學院，福建，福州 350118)

鋼管與混凝土組合結構的應用與研究一直備受關注[1?3]，工程建設的發展對其耗能性能的要求越來越高，而采用高強度材料可以有效減輕組合結構的自重，同時提高其承載力和抗震性能，這已成為鋼管混凝土組合結構發展的趨勢[4?5]。目前鋼管混凝土組合結構中采用高強材料主要有兩種形式，一種是普通鋼管和超高強混凝土組合成普通強度鋼管超高強混凝土(Ultra-high Strength Concrete Filled Normal Strength Steel Tubular，簡稱UCFSnT)結構[6]，還有一種采用高強鋼管與高強混凝土或者超高強混凝土進行組合形成高強鋼管高強混凝土結構((High Strength Concrete Filled High Strength Steel Tubular，簡稱HCFShT)和高強鋼管超高強混凝土(Ultra-high Strength Concrete Filled High Strength Steel Tubular，簡稱(UCFShT))結構[7]。

對比其他強度鋼管混凝土結構，UCFST結構不僅承載能力有很大的提高，還可以通過提高鋼材強度提高鋼管超高強混凝土套箍效應，從而延長鋼管混凝土塑性階段，充分發揮材料使用性能。對于UCFSnT結構抗震性能研究，Wei等[8]和韋建剛等[9]以軸壓比和含鋼率為參數分別對該結構彎矩-曲率滯回性能和荷載-位移滯回性能進行了擬靜力試驗分析；還有部分學者以軸壓比、徑厚比以及鋼材強度等為參數，進行了HCFShT結構的擬靜力試驗，分析了各試件抗震性能[10?13]。而對于UCFShT結構，目前主要集中在以套箍系數、混凝土強度、鋼材強度以及長徑比等為參數進行的靜力性能研究上[14?16]，但是針對其抗震性能的研究則較為匱乏。

對于結構來說，抗震性能是評價其受力特性的重要指標，因此，本文將以軸壓比、含鋼率和鋼材強度為試驗參數，以Q900鋼管與超高強混凝土組合而成的UCFShT柱為研究對象，針對其抗震性能開展擬靜力試驗研究，分析各參數對UCFShT柱的破壞形態、荷載-位移滯回曲線、強度和剛度退化、耗能以及延性等指標影響，了解該類試件的抗震性能，可為其應用基礎研究提供參考數據。

1 試驗概況

以軸壓比、含鋼率和鋼材強度為試驗參數，設計了8根UCFShT柱和1根UCFSnT柱對比柱。表1為試件的詳細設計資料，其中，鋼管分別采用Q900和Q345鋼材，試件編號由四部分組成：H和N分別為Q900鋼管和Q345鋼管，U為UHSC，T為鋼管厚度，N為試件軸壓比n小數點后數值，且n=N0/Nu，N0為作用在柱上的軸向荷載，Nu為鋼管混凝土柱軸心受壓時的極限承載力[17]。表1中L為試件長度，D為鋼管外徑，α為含鋼率。

表 1 試件參數一覽表Table 1 Specimen parameters

分別取不同厚度的Q900和Q345鋼管試件做成標準拉伸試樣3個，制作標準拉伸試樣進行拉伸試驗，測得鋼材試樣物理力學性能指標如表2所示。由于高強度鋼材材性離散性較大，不同厚度鋼管彈模有所不同。鋼管內填水膠比為0.16的UHSC，由于鋼管與UHSC組合后，主要由鋼管承擔拉力，UHSC中鋼纖維對該結構提供的抗拉作用可忽略不計，因此本文UHSC未摻入鋼纖維，其配合比為：水泥859.5 kg/m3，硅灰74.1 kg/m3，不同粒徑的石英砂共1005.2 kg/m3，減水劑21.5 kg/m3，以及水178.8 kg/m3，分別制作了3個100 mm×100 mm×100 mm和6個100 mm×100 mm×300 mm的試塊，與UCFST柱一起進行90 ℃蒸汽養護，測得28 d立方體抗壓強度以及棱柱體抗壓強度分別為153 MPa以及135 MPa。

表 2 鋼材試樣材性表Table 2 Material properties of steel tube

2 加載方案

2.1 加載裝置

試件采用兩端鉸支、跨中施加集中荷載的梁式加載方式。加載裝置由千斤頂、前支撐座、平面鉸、后支撐座、側向支撐、剛性夾具組成。為滿足鉸鏈軸承在較大軸向力作用下的正常使用，設計了兩個能承受200 t力的平面鉸鏈，分別用高強度螺栓與前后支架連接，形成一個能水平移動、單向旋轉的軸承和一個只能單向旋轉的軸承。同時設計了兩個側向支撐，與MTS加載頭端板的距離約為2 mm。為了防止MTS加載頭在加載后期偏側，在側向支撐上安裝彈簧裝置控制彈簧剛度，使MTS加載頭在加載后期受到約束，對試驗結果影響不大。考慮到MTS加載頭與試件的連接，設計了一種能承受100 t力的剛性夾具，以保證夾具在加載過程中不變形。試驗加載時，軸向力由水平放置的200 t液壓千斤頂施加。試驗過程中，采用手動控制油泵裝置，使軸向力穩定。具體的加載裝置圖如圖1所示。

圖 1 試驗裝置照片Fig.1 Loading device picture

2.2 加載制度

試驗加載制度采用位移控制方式[18]，試件屈服前每級位移加載一圈，試件屈服后，以屈服位移的倍數為加載位移，每級位移加載3圈，加載模式如圖2所示。在正式加載前，先施加水平荷載至0.5N0，然后均勻卸載至零，以消除試件內部不均勻性，然后將荷載分級至設計荷載N0并保持恒定，然后采用位移控制加載。屈服前，試件以1 mm倍數分階段加載，每階段位移循環一次；屈服后，采用屈服位移倍數作為控制位移，直至破壞。試件失效的判據為：在一定位移下的載荷減至最大載荷的85%，或夾具兩側鋼管開裂。由于本文采用的鋼管強度較高，屈服位移較大，加載階段較長，因此在試件加載過程中，將適當調整部分位移加載級數。

圖 2 豎向位移加載模式圖Fig.2 Vertical displacement loading mode diagram

2.3 量測方案

加載過程中，主要觀察夾具兩側鋼管是否有鼓形彎曲，鋼管兩端是否屈曲。用垂直位移計測量平面鉸中心和試件兩側四分之一處的撓度；采用MTS伺服加載系統和置于跨中的位移計測量跨中撓度；試件的軸向位移由安裝在端板上的位移計測量；同時設置位移計測量平面鉸的垂直位移和后支撐座的位移，具體的位移計布置圖如圖3(a)所示。試件的最不利截面位于剛性夾具兩側，因此，在剛性夾具的兩側布置四個相互垂直的雙向應變花，測量最不利截面關鍵點處鋼管的縱向和橫向應變，從而判斷鋼管外緣的初始屈服點和試件開始產生相互作用的時刻，應變片布置圖如圖3(b)所示。

圖 3 位移計和應變片布置圖Fig.3 Layout of displacement gauge and strain gauge

3 試驗結果與分析

3.1 破壞模式

與UCFSnT柱破壞模式[9]類似，在加載初期，鋼管表面未產生明顯現象；隨著位移增大到屈服位移前，鋼管和核心UHSC產生了輕微的相互錯動聲；在鋼管應變達到屈服應變之后，試件進入彈塑性階段，隨著位移增大，荷載的拉壓作用，使得核心UHSC不斷被鋼管擠壓、拉扯，不斷產生混凝土開裂的聲音，且越接近試件最大承載力，開裂聲及次數越為頻繁；UCFShT柱與UCFSnT柱破壞模式類似，破壞時主要呈整體壓彎破壞。圖4～圖6為典型的試件破壞模式圖，從圖中可以看出，當軸壓比較小時，由于試件最不利截面處鋼管局部被拉斷或者鋼管鼓屈太嚴重而破壞(如圖4紅圈所示)，核心混凝土開裂程度不大；而當軸壓比較大時，破壞時最不利截面處鋼管鼓屈現象不明顯，主要由于核心混凝土在較大軸力作用下出現嚴重開裂且范圍較大使試件喪失承載力而破壞(如圖5～圖6紅圈所示)。

圖 4 HU-T6-N03Fig.4 HU-T6-N03

3.2 應變分析

圖7為UCFST柱在加載過程中鋼管豎向荷載與縱/橫向應變的關系，從圖7中可以看出，在加載初期，曲線隨著位移的不斷增大呈直線上升狀態，試件處于彈性階段[19]，由于Q900鋼材強度高，其屈服應變可以達到4000 με及以上，因此，對比UCFSnT柱，其進入彈塑性階段更晚；隨著位移繼續增大，縱向應變逐漸增大，鋼管進入彈塑性階段，相比于UCFSnT柱，UCFShT柱的彈塑性階段更長，且縱向應變的增長是一個漸變過程，此時橫向應變增長迅速。

3.3 荷載-位移滯回曲線

圖 5 HU-T6-N11Fig.5 HU-T6-N11

圖 6 HU-T10-N11Fig.6 HU-T10-N11

圖8為各個特征點的UCFST柱荷載-位移滯回曲線圖。由圖8(a)～圖8(e)可知，在保持含鋼率不變的情況下，隨著軸壓比的增大，UCFST柱的滯回面積減小，耗能降低；軸壓比較小時，后期荷載-位移曲線骨架線基本呈線性，無明顯下降。當軸壓比較大時，滯回曲線有明顯的下降趨勢，軸壓比為0.17的試件，由于軸壓比過大，核心UHSC在豎向荷載作用下直接拉斷呈剪切開裂破壞，導致鋼管呈彈性失穩破壞。由圖8(d)和圖8(f)～圖8(h)可知，在保持軸壓比不變的情況下，滯回曲線所包圍的面積隨著含鋼率的增大而增大，表明該類構件的耗能能力不斷增強。對比圖8(d)和圖8(i)，NU-T6-N11在屈服后承載力下降緩慢，具有較大的變形能力，表明其在完全破壞前具有明顯的預兆，屬于延性破壞，但鋼管強度由Q345增大到Q900時，高強度鋼管具有較大的彈性變形能力，雖然峰值點到破壞點距離短，但是其可以提供更高的承載能力。由上述分析可知，軸壓比、含鋼率和鋼材強度對UCFShT柱件的荷載-位移滯回曲線影響較大。

由于本文所進行的試驗分析中，鋼管與混凝土所涉及的強度范圍較小，后續應在更大參數范圍內對其進行性能分析，進而結合不同參數，尋求分別以承載力和延性等為目標指標的最優組合。從圖8中還可以看出，曲線滯回環都較為飽滿、無擠壓且呈紡錘形，說明UCFShT試件抗震性能較好。

3.4 荷載-位移骨架曲線和位移延性

圖 7 荷載-應變滯回曲線圖Fig.7 Load-strain hysteretic curve

圖9和表3分別為UCFShT試件荷載-位移滯回曲線骨架曲線圖以及骨架曲線特征值表，曲線推、拉兩個方向線形不完全對稱，是因為試驗過程中水平軸力以及夾具扭轉產生的。從圖9中可以看出，試件的骨架曲線在屈服前呈直線上升趨勢；隨著跨中豎向位移的增大，試件進入彈塑性狀態，剛度減小，曲線斜率減小。

圖 8 UCFST柱荷載-位移滯回曲線圖Fig.8 Load- displacement hysteretic curve of UCFST columns

結合圖9和表3可知，軸壓比由0.03增大到0.17時，UCFShT柱彈性段剛度由8.13減小到4.49，減小了44.77%，對比于UCFSnT柱受軸壓比影響較小的結果[9]，表明UCFShT柱彈性段剛度隨軸壓比的增大有所減小，但減小程度不大；試件峰值承載力降低了78.80%，影響較大。隨著含鋼率的增大，UCFShT柱彈性階段剛度和極限承載力都有一定的提高，含鋼率由0.142增大到0.361，彈性剛度增大了24.68%，峰值承載力提高了30.46%。同時鋼材強度對UCFST柱的彈性剛度和承載力影響也較大，鋼材等級由Q345提高到Q900，彈性剛度提高了39.68%，峰值承載力增大了1.25倍，且塑性階段更長更平緩，主要是因為Q900鋼強度遠大于Q345鋼，與同一強度超高強混凝土組合后，套箍效應增強，從而延長了其塑性階段。

圖10～圖11分別為軸壓比、含鋼率以及兩種鋼材強度等級對試件承載力[11]以及位移延性系數[17]的影響圖。結合兩圖可知，試件承載力和延性系數隨著軸壓比的增大均呈降低趨勢。但試件承載力和延性系數隨著含鋼率的增加則呈現增大的趨勢。在保持軸壓比為0.11和含鋼率為0.196前提下，鋼材強度等級由Q900降低到Q345，試件承載力下降程度較大，但其位移延性系數卻呈增長趨勢，主要是由于高強鋼管可以提供更強的彈性變形能力，使鋼管的局部屈曲變形延緩[11]，但由于本文只對比了兩種參數鋼管，后期應對不同鋼管強度對試件的延性影響進行匹配分析。

3.5 耗能能力

累積滯回耗能與等效黏滯阻尼系數he[20]是判斷結構的耗能能力兩個主要指標，本文將采用這兩個指標對UCFShT柱耗能能力進行判斷。圖12和圖13分別為UCFShT柱累積滯回耗能與位移的關系圖和等效黏性阻尼系數-位移曲線圖。從圖12中可以看出，隨著加載位移的增大，試件的累積滯回耗能和等效阻尼系數增大。隨著軸壓比的增大，相同位移的試件在加載初期的累積能耗增大，但在加載后期，累積能耗隨著軸壓比的增大而減小。對于UCFShT試件的粘滯阻尼系數，由圖13可知，隨著軸壓比的增大呈增大趨勢，這與CFST柱的研究結果不一致[21]。對于不同含鋼率試件，累積耗能隨著含鋼率增大不斷增大，但粘滯阻尼系數則增大的幅度不大。對比不同鋼強度試件，可以看出，在其他條件保持一致時，同一位移下，UCFShT柱累積耗能較UCFSnT柱更高，而對于試件粘滯阻尼系數而言，前者要小于后者。

圖 9 荷載-位移滯回曲線骨架曲線圖Fig.9 Skeleton curve of load-displacement hysteretic curve

表 3 荷載-位移滯回曲線骨架曲線特征值表Table 3 Characteristic values of load-displacement skeleton curve

圖 10 各參數對承載力影響圖Fig.10 Parameter influence on bearing capacity

圖 11 各參數對位移延性系數影響圖Fig.11 Parameter influence on ductility coefficient

3.6 剛度退化

UCFShT柱剛度退化采用割線剛度來進行表示[22]，表示隨著位移的增大，UCFShT柱剛度會隨著進入塑性階段不斷減小而發生剛度退化現象，如式(1)所示：

式中：Pi為同一級加載第i次峰值點荷載值；Xi為同一級加載第i次峰值點位移值。

圖14為UCFShT柱剛度退化對比圖，由圖14(a)和圖14(b)可知，剛度退化程度隨著軸壓比增大呈增大趨勢，隨著含鋼率增大呈不斷減小趨勢。由圖14(c)可知，對比兩種鋼材強度的試件，高強鋼管試件在整個加載過程中剛度退化程度大于普通鋼管試件，且剛度退化過程貫穿整個加載過程，說明其彈塑性階段較長。

3.7 強度退化

本文采用同級荷載退化系數λi[22]來表示UCFShT柱的強度退化，并采用式(2)進行計算：

試件強度退化曲線對比如圖15所示，由圖15可知，對于不同的軸壓比下，試件強度退化隨著軸壓比和試件長度的增大，程度不斷增強，且軸壓比小于等于0.06的構件，總體強度退化較小。對于不同含鋼率，隨著含鋼率增大，試件強度退化程度降低。對比兩種鋼強度試件發現，強度退化曲線差異較小，說明鋼材強度對強度退化影響不大。

圖 12 累積滯回耗能-位移曲線對比圖Fig.12 Comparison of cumulative hysteretic energy dissipation-displacement curve

圖 13 等效黏滯阻尼系數-位移曲線圖Fig.13 Equivalent viscous damping coefficient-displacement curve

3.8 抗彎剛度分析

圖16為典型的UCFShT柱(HU-T6-N03)彎矩-曲率滯回曲線，圖16中可以看出，在加載初期，試件處于彈性階段，剛度變化不大；隨著加載繼續，剛度不斷減小至試件達到最大彎矩Mu，即彈塑性階段，且不同于UCFSnT柱[8?9]，UCFShT柱在曲線達到最大彎矩后有一段彎矩下降階段。如文獻[12]所述，本文將0.6Mu的割線剛度定義為使用性能級截面抗彎剛度Kse，將文獻[9]以及本文試驗得到的Kse列于表4中，其中UCFSnT試件結果來源于文獻[9]，UCFShT構件結果來源于本文。

圖 14 剛度退化曲線對比圖Fig.14 Stiffness degradation curve

圖 15 強度退化曲線對比圖Fig.15 Strength degradation curve

圖 16 典型試件彎矩-曲率滯回曲線Fig.16 Typical moment-curvature hysteretic curve

不同規程對鋼管混凝土結構抗彎剛度的計算方法基本采用如下式(3)的形式，不同規程對混凝土的抗彎剛度采用折減系數β進行折減，如ACI 318-M05[23]取β值為0.2，BS5400[24]取1，AISC 360-05[25]取0.8以及EC4[26]取0.6。表4為分別采用上述規程中的計算公式對不同鋼管強度的UCFST柱試件抗彎剛度進行計算，并與試驗值進行比較，比較結果分別如圖17(a)和圖17(b)所示。

表 4 不同規程計算抗彎剛度值與試驗值對比表Table 4 Bending stiffness comparison between calculated results in different codes and test results

圖 17 抗彎剛度規程與試驗對比圖Fig.17 Comparison between bending rigidity code caculated and test results

式中：Es和Ec分別為鋼管和混凝土截面面積；Is和Ic分別為鋼管和混凝土截面慣性矩。

由表4可以看出，隨著軸壓比的增大，UCFST柱抗彎剛度呈先增大后減小的趨勢，這與CFST柱[17]結果一致。隨著含鋼率的增大，截面抗彎剛度也呈增大趨勢。鋼管強度由Q900減小到Q345時，截面抗彎剛度減小程度較大。結合表4和圖17可知，上述所有規程對UCFST試件截面抗彎剛度計算結果都偏保守，主要是由于本文采用的組合結構材料皆為高強材料，而上述規程適用范圍未將其含括進去，因此有必要對其進行適當修正，以期適用于高強材料組合結構抗彎剛度計算；對比四種規程，BS5400[24]計算結果相對于更接近試驗結果，Ke的均值和標準差分別為1.171、0.130，后面依次為AISC 360-05[25]、EC4[26]和ACI 318-M05[23]。

4 結論

本文以軸壓比、含鋼率和鋼材強度為參數，進行了高強鋼管超高強混凝土柱的擬靜力試驗，并對試驗結果進行了分析，得到以下幾個結論：

(1)當軸壓比較小時，試件主要是由于最不利截面處鋼管局部被拉斷或者鋼管鼓屈而破壞，核心混凝土開裂程度不大；而當軸壓比較大時，試件則是由于核心混凝土在較大軸力作用下出現嚴重開裂使試件喪失承載力而破壞。

(2)試件彈性段剛度受軸壓比影響不大，受含鋼率和鋼材強度影響較大；極限承載力和延性受軸壓比、含鋼率和鋼材強度影響較大；極限承載力隨軸壓比增大有所下降，隨含鋼率和鋼材強度增大而增大；延性隨軸壓比和鋼材強度增大呈減小趨勢，隨含鋼率增大則呈增大趨勢。

(3)試件整體耗能能力隨著軸壓比增大減弱，隨著含鋼率和鋼材強度的增大而增強；強度和剛度退化程度隨著軸壓比的增大呈減小趨勢，隨著含鋼率增大呈真增大趨勢，剛度退化程度隨著鋼材強度增大呈增大趨勢，而強度退化程度則呈相反趨勢。

(4)試件抗彎剛度隨軸壓比增大呈先增大后減小趨勢，隨含鋼率和鋼管強度增大呈增大趨勢。受材料適用范圍限制，目前規程中的抗彎剛度計算方法并不適用于采用高強材料的組合試件，計算結果偏差較大。