馬立成，史慶軒,2，王 朋,2，王秋維,2

(1.西安建筑科技大學(xué)土木工程學(xué)院，陜西，西安 710055；2.西安建筑科技大學(xué)結(jié)構(gòu)工程與抗震教育部重點(diǎn)實(shí)驗(yàn)室，陜西，西安 710055)

近年來(lái)，我國(guó)建筑業(yè)發(fā)展面臨結(jié)構(gòu)調(diào)整和轉(zhuǎn)型升級(jí)的挑戰(zhàn)，普通鋼筋混凝土材料已難以滿足重載、大跨以及超高層結(jié)構(gòu)實(shí)現(xiàn)節(jié)能減排的發(fā)展需求。因此，推動(dòng)高強(qiáng)鋼筋和高強(qiáng)混凝土的應(yīng)用，已成為我國(guó)建筑業(yè)發(fā)展的重要目標(biāo)之一[1-4]。

美國(guó)和新西蘭等國(guó)家已推廣應(yīng)用600 MPa 級(jí)及以上的高強(qiáng)鋼筋[5-6]，而中國(guó)《混凝土結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)規(guī)范》(GB 50010-2010)[7]中鋼筋強(qiáng)度等級(jí)最高僅為500 MPa 級(jí)熱軋帶肋鋼筋。在我國(guó)，制約高強(qiáng)鋼筋廣泛應(yīng)用的主要原因，除高強(qiáng)鋼筋的研發(fā)和生產(chǎn)問(wèn)題外，與高強(qiáng)鋼筋相適應(yīng)的結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)理論仍不成熟也有很大程度的影響，甚至一些觀念還阻遏了高強(qiáng)鋼筋的推廣應(yīng)用[8]?，F(xiàn)階段，江蘇天舜金屬材料集團(tuán)有限公司已成功生產(chǎn)出HTRB630 級(jí)高強(qiáng)鋼筋，且已被納入我國(guó)有關(guān)標(biāo)準(zhǔn)[9]，但針對(duì)HTRB630 級(jí)鋼筋混凝土構(gòu)件的受力性能和理論分析研究不足，相關(guān)工程應(yīng)用鮮見(jiàn)報(bào)道。目前，國(guó)內(nèi)學(xué)者針對(duì)高強(qiáng)鋼筋混凝土柱抗震性能進(jìn)行了大量的試驗(yàn)研究[10-17]，但有關(guān)高強(qiáng)鋼筋混凝土柱小偏心受壓性能試驗(yàn)研究較少，高強(qiáng)鋼筋潛在的強(qiáng)度優(yōu)勢(shì)在混凝土柱中能否充分發(fā)揮仍未定論。李義柱[18]、張建偉等[19]、戎賢等[20]進(jìn)行了有關(guān)600 MPa級(jí)鋼筋混凝土柱小偏心受壓性能的試驗(yàn)研究，結(jié)果表明：小偏心受壓柱撓度較小，破壞較突然，無(wú)明顯預(yù)兆，脆性破壞特征明顯，且小偏心受壓試件的變形能力受箍筋間距及其屈服強(qiáng)度影響較大。事實(shí)上，高軸壓比作用下，鋼筋混凝土柱易呈現(xiàn)小偏心受壓破壞，可見(jiàn)，對(duì)高強(qiáng)鋼筋混凝土柱小偏心受壓性能的研究應(yīng)予以重視。

鑒于上述分析，本研究結(jié)合課題組前期高強(qiáng)箍筋約束混凝土的研究成果[21]，采用高強(qiáng)箍筋提升高強(qiáng)鋼筋混凝土柱的變形能力。通過(guò)HTRB630級(jí)高強(qiáng)鋼筋混凝土方形截面柱的小偏心受壓性能試驗(yàn)，分析其破壞過(guò)程、破壞形態(tài)、承載能力等；在試驗(yàn)研究的基礎(chǔ)上，澄清HTRB630 級(jí)鋼筋受壓強(qiáng)度發(fā)揮的定量問(wèn)題?？紤]箍筋對(duì)混凝土的約束作用，提出HTRB630 級(jí)鋼筋混凝土柱小偏心受壓承載力計(jì)算公式，以期為該類構(gòu)件的正截面承載力計(jì)算和規(guī)范修訂時(shí)提供參考。

1 試驗(yàn)概況

1.1 試件設(shè)計(jì)與制作

試件尺寸及配筋如圖1 所示，柱的截面尺寸350 mm×350 mm，設(shè)計(jì)混凝土強(qiáng)度等級(jí)為C50，縱向鋼筋采用HTRB630 級(jí)鋼筋，箍筋采用1100 MPa級(jí)高強(qiáng)箍筋。試件設(shè)計(jì)考慮的因素主要有配筋率、配箍率、箍筋間距和荷載偏心距。各試件設(shè)計(jì)一覽表見(jiàn)表1。為加強(qiáng)箍筋對(duì)混凝土的約束作用，箍筋形式為“一筆畫(huà)”井字復(fù)合箍筋；為便于偏心加載，柱端設(shè)置牛腿，并進(jìn)行箍筋加密，以防止柱端先于測(cè)試區(qū)破壞；所有試件均采取平臥振搗方式澆筑，鋼筋骨架及模板如圖2 所示。

表1 試件主要設(shè)計(jì)參數(shù)Table 1 Main design parameters of the specimens

圖1 試件尺寸、配筋及測(cè)點(diǎn)布置 /mmFig.1 Details of column specimens and layout of the strain gauges

圖2 試件制作Fig.2 Configuration of the specimens

1.2 材料力學(xué)性能

鋼筋力學(xué)性能試驗(yàn)方法按文獻(xiàn)[22]中的相關(guān)規(guī)定進(jìn)行，每種規(guī)格鋼筋預(yù)留3 個(gè)標(biāo)準(zhǔn)試樣，試驗(yàn)結(jié)果的平均值見(jiàn)表2。

表2 鋼筋力學(xué)性能Table 2 Mechanical properties of reinforcements

試件澆筑混凝土?xí)r，預(yù)留6 個(gè)尺寸為150 mm×150 mm×150 mm 的標(biāo)準(zhǔn)立方體試塊，與試件在同一條件下養(yǎng)護(hù)，測(cè)得混凝土標(biāo)準(zhǔn)立方體抗壓強(qiáng)度的平均值為48 MPa，可求得混凝土軸心受壓強(qiáng)度平均值為31.06 MPa。

1.3 試驗(yàn)裝置和加載制度

試驗(yàn)在西安建筑科技大學(xué)結(jié)構(gòu)與抗震實(shí)驗(yàn)室進(jìn)行，采用20 000 kN 液壓伺服壓力試驗(yàn)機(jī)，加載裝置如圖3 所示。為便于偏心距控制，在端部設(shè)置刀口支座。

圖3 試驗(yàn)加載裝置Fig.3 Schematic view and photo of the test setup

所有試件均采用單調(diào)位移控制進(jìn)行分級(jí)緩慢加載，每級(jí)加載位移為1 mm。為便于觀察試件損傷演化過(guò)程并確保每一級(jí)荷載下試件的損傷能夠充分發(fā)展，每級(jí)位移加載結(jié)束，間隔3 min～5 min觀察試驗(yàn)現(xiàn)象。正式加載前，預(yù)加載100 kN，確保試件單向偏心受壓且數(shù)據(jù)采集穩(wěn)定可靠。然后卸載，為保證試件穩(wěn)定，卸載至30 kN，進(jìn)行正式加載。當(dāng)試件承載力明顯下降，達(dá)到破壞狀態(tài)時(shí)，停止加載，測(cè)試結(jié)束。

1.4 測(cè)試內(nèi)容

測(cè)試內(nèi)容主要包括鋼筋應(yīng)變測(cè)試，試件豎向和橫向位移測(cè)試。在試件中部的3 道箍筋上布置應(yīng)變片，每道箍筋設(shè)置7 個(gè)應(yīng)變片；同樣，縱筋也布置3 道應(yīng)變片。詳細(xì)的測(cè)點(diǎn)布置及對(duì)應(yīng)的應(yīng)變片編號(hào)如圖1 所示。沿柱高方向?qū)ΨQ布置5 個(gè)水平位移計(jì)，測(cè)量試件不同位置的側(cè)向撓度；在對(duì)應(yīng)偏心方向兩側(cè)面分別布置2 個(gè)豎向位移計(jì)，以測(cè)量試件的豎向變形；在垂直于偏心方向的一側(cè)布置3 個(gè)豎向位移計(jì)，便于測(cè)量試件的彎曲變形。具體的位移計(jì)布置如圖4 所示。

圖4 試件位移計(jì)布置 /mmFig.4 Layout of the LVDTs

2 試件破壞現(xiàn)象和破壞形態(tài)

試驗(yàn)加載初期，荷載較小，沒(méi)有明顯的可觀現(xiàn)象；當(dāng)荷載增加至約峰值荷載的30%時(shí)，試件受拉側(cè)出現(xiàn)微小橫向裂縫，隨著荷載增加，已有橫向裂縫延伸，裂縫寬度增大，新的橫向裂縫不斷涌現(xiàn)；當(dāng)荷載增加至約峰值荷載的80%時(shí)，試件受壓側(cè)出現(xiàn)微小豎向裂縫，進(jìn)一步加載，受壓側(cè)豎向裂縫沿柱高方向延伸，裂縫數(shù)量增多，寬度變大，受拉側(cè)橫向裂縫進(jìn)一步延伸；當(dāng)荷載增加至峰值荷載時(shí)，試件側(cè)向撓曲變形肉眼可觀，受壓側(cè)豎向裂縫數(shù)量進(jìn)一步增加，混凝土保護(hù)層局部起皮掉渣，受拉側(cè)水平裂縫基本貫通，裂縫數(shù)量基本不再增加；隨著軸向位移進(jìn)一步增加，試件側(cè)向撓曲明顯，受拉側(cè)橫向裂縫繞過(guò)試件角部向受壓側(cè)延伸，受壓側(cè)混凝土保護(hù)層呈板狀翹起，角部保護(hù)層混凝土剝落，鋼筋外露，受荷過(guò)程中伴隨著混凝土破壞發(fā)出的“咔嚓”聲。最終破壞形態(tài)如圖5 所示。由圖可以看出，所有試件均呈現(xiàn)小偏心受壓破壞。

圖5 試件的破壞形態(tài)Fig.5 Failure modes of the specimens

3 試驗(yàn)結(jié)果及分析

3.1 荷載-撓度關(guān)系曲線

試件的實(shí)測(cè)荷載-半高處撓度曲線對(duì)比如圖6所示。由圖6 可知，加載初期，試件半高處撓度隨著荷載增大呈線性增長(zhǎng)，處于彈性工作狀態(tài)；當(dāng)荷載增加至約峰值荷載的80%時(shí)，由于保護(hù)層混凝土裂縫數(shù)量增多，試件剛度略有下降；峰值荷載后，受壓側(cè)混凝土保護(hù)層剝落，受拉側(cè)橫向裂縫變寬，試件剛度由正值變?yōu)樨?fù)值，荷載進(jìn)入下降段，但由于箍筋對(duì)核心混凝土提供了有效的約束作用，延緩了核心混凝土強(qiáng)度衰減速率，試件承載力下降緩慢。

3.2 荷載-鋼筋應(yīng)變關(guān)系曲線

試件的實(shí)測(cè)荷載-半高處縱筋應(yīng)變關(guān)系曲線如圖7 所示。加載初期，縱筋與混凝土共同承受豎向荷載，鋼筋應(yīng)變隨著荷載增加呈線性增長(zhǎng)；加載中期，部分保護(hù)層混凝土退出工作，荷載增長(zhǎng)速度減緩，鋼筋應(yīng)變隨著荷載增加呈非線性增長(zhǎng)；加載后期，大部分保護(hù)層混凝土退出工作，核心混凝土軟化，截面中性軸偏向受壓側(cè)，試件承載力基本不再增加，鋼筋應(yīng)變迅速增長(zhǎng)。

圖7 荷載-縱筋應(yīng)變關(guān)系曲線Fig.7 Load-strain of longitudinal bars

當(dāng)荷載達(dá)到峰值承載力時(shí)，所有試件的5 號(hào)、6 號(hào)、7 號(hào)縱筋應(yīng)變超過(guò)了屈服應(yīng)變，受壓側(cè)保護(hù)層混凝土脫落，1 號(hào)、2 號(hào)、3 號(hào)縱筋應(yīng)變沒(méi)有達(dá)到屈服應(yīng)變，試件的破壞模式為典型的小偏心受壓破壞。在最初加載階段，受拉側(cè)1 號(hào)、2 號(hào)、3 號(hào)縱筋應(yīng)變出現(xiàn)負(fù)值的主要原因是，所有試件均為小偏壓受荷，當(dāng)荷載較小時(shí)，試件處于全截面受壓狀態(tài)，故出現(xiàn)了壓應(yīng)變。不難發(fā)現(xiàn)，試件的8 號(hào)縱筋應(yīng)變?cè)诜逯岛奢d前呈現(xiàn)壓應(yīng)變，峰值荷載后壓應(yīng)變隨著荷載增加而減小，最后甚至呈現(xiàn)拉應(yīng)變。究其原因，峰值荷載前，截面中性軸處于1 號(hào)與8 號(hào)縱筋之間，試件沒(méi)有明顯的損傷，中性軸位置基本保持不變，8 號(hào)縱筋處于受壓狀態(tài)，因此呈現(xiàn)壓應(yīng)變，峰值荷載后，混凝土軟化，中性軸沿偏心方向遠(yuǎn)離8 號(hào)縱筋，其壓應(yīng)變隨著中性軸偏離而減小，最終由壓應(yīng)變轉(zhuǎn)為拉應(yīng)變。對(duì)比試件PZ5 和其他試件可知，在初始受荷階段，受拉側(cè)縱筋出現(xiàn)壓應(yīng)變的現(xiàn)象隨荷載偏心距的增大而減弱。

縱筋應(yīng)變測(cè)試結(jié)果表明，HTRB630 級(jí)鋼筋混凝土柱在小偏心受荷作用下，受壓側(cè)鋼筋強(qiáng)度優(yōu)勢(shì)能夠充分發(fā)揮，且有一定的塑性變形能力，可用于鋼筋混凝土小偏心受壓構(gòu)件配筋設(shè)計(jì)。

試件的實(shí)測(cè)荷載-半高處箍筋應(yīng)變關(guān)系曲線如圖8 所示。由圖8 可知，試件承載力達(dá)到峰值時(shí)，箍筋均未屈服，但箍筋為核心混凝土提供了有效的約束作用，有助于延緩承載力衰減，提升小偏心受壓構(gòu)件的變形性能。

圖8 荷載-箍筋應(yīng)變關(guān)系曲線Fig.8 Load-strain of transverse bars

3.3 參數(shù)分析

1) 配筋率

由圖6(a)可知，提高配筋率，能夠明顯增加試件的初始剛度。其原因是，增加配筋率，初始受荷時(shí)，在相同荷載作用下，高配筋率試件的受拉側(cè)鋼筋應(yīng)變較小，試件剛度增加。然而，峰值荷載后，曲線的下降段沒(méi)有明顯變化，這是因?yàn)?，加載后期，試件的變形能力主要受混凝土變形控制。當(dāng)然，試件PZ6(縱筋配筋率為1.96%)與試件PZ1(縱筋配筋率為1.50%)相比，其承載力提高了6.92%。

2) 偏心距

由圖6(b)可知，增大偏心距，試件的承載力明顯減小。通過(guò)全曲線分析可以發(fā)現(xiàn)，在峰值承載力前，偏心距大的試件剛度退化較快，而下降段剛度退化較緩慢。其原因是，偏心距增大，截面相對(duì)受壓區(qū)高度減小，在相同荷載作用下，偏心距大的試件受拉側(cè)鋼筋應(yīng)變較大，試件剛度退化較快，而峰值荷載后，偏心距大的試件受壓側(cè)混凝土破壞較晚，故峰值后剛度退化緩慢。

3) 配箍率

由圖6(c)可知，隨著配箍率增加，試件的承載力提高，試件PZ4 與試件PZ3 相比，承載力提高了8.44%，而試件PZ3 和試件PZ2 相比，承載力僅提高了2.82%，但在一定程度上提升了試件的變形能力。可見(jiàn)，提高配箍率能夠保證箍筋給核心混凝土提供有效的約束作用，從而提高了混凝土抗壓強(qiáng)度，延緩了核心混凝土強(qiáng)度衰減速率，使得試件荷載-半高處撓度曲線更為平緩。但配箍率超過(guò)1.50%時(shí)，其對(duì)承載力的影響并不明顯。

4) 箍筋間距

由圖6(d)可知，在配箍率相差不大的情況下，密配小直徑箍筋較疏配大直徑箍筋承載力高，下降段更為平緩。其主要原因是，減小箍筋間距，削弱了箍筋約束混凝土的弓弦效應(yīng)[23]，使核心混凝土在柱高方向得到了良好的約束，改善了試件的受力性能。

3.4 小偏心受壓正截面承載力計(jì)算

3.4.1 荷載-彎矩關(guān)系曲線

為了評(píng)估現(xiàn)行規(guī)范對(duì)HTRB630 級(jí)鋼筋混凝土小偏心受壓柱的正截面承載力計(jì)算方法的適用性，采用XTRACT 纖維截面分析軟件，輸入與現(xiàn)行規(guī)范相一致的材料本構(gòu)，求得荷載-彎矩關(guān)系曲線如圖9 所示。由圖可知，現(xiàn)行規(guī)范低估了HTRB630級(jí)鋼筋混凝土小偏心受壓柱正截面承載力。

圖9 偏心受壓柱荷載-彎矩關(guān)系曲線Fig.9 Load-bending moment interaction of eccentrically compressed column

事實(shí)上，試驗(yàn)結(jié)果表明箍筋對(duì)試件承載力有明顯影響，因此，需要考慮箍筋對(duì)核心混凝土的約束，給出HTRB630 級(jí)鋼筋混凝土小偏心受壓柱的正截面承載力計(jì)算方法。參照Mander 箍筋約束混凝土本構(gòu)，按文獻(xiàn)[24]對(duì)Mander 本構(gòu)進(jìn)行修正。修正的原因是，Mander 本構(gòu)按箍筋的屈服強(qiáng)度來(lái)計(jì)算約束混凝土強(qiáng)度，而本文選用高強(qiáng)箍筋，試件承載力達(dá)到峰值時(shí)，箍筋未屈服。修正計(jì)算式如下：

式中：fcc、fco分別為約束混凝土與非約束混凝土的軸心抗壓強(qiáng)度；k2為有效約束系數(shù)；bc為核心混凝土邊長(zhǎng)；s為箍筋間距；sl為相鄰縱筋間距；ρsv為體積配箍率；fyv為箍筋屈服強(qiáng)度。

將修正后的箍筋約束混凝土本構(gòu)輸入XTRACT纖維截面分析軟件，求得荷載-彎矩關(guān)系曲線如圖9 所示。由圖9 可知，計(jì)算結(jié)果與試驗(yàn)值較為接近，且偏于保守。其中，計(jì)算結(jié)果高估了試件PZ2的承載力，其原因是，試件PZ2 配箍率較高，但箍筋對(duì)混凝土強(qiáng)度提高有限，式(1)高估了約束混凝土強(qiáng)度。為此，當(dāng)1100 MPa 級(jí)箍筋配箍率超過(guò)1.50%時(shí)，建議式(1)按照1.50%考慮。按照1.50%考慮后，其余參數(shù)不變，求得約束混凝土強(qiáng)度f(wàn)cc為58.36 MPa，承載力試驗(yàn)值與計(jì)算值之比為1.03。

3.4.2 承載力計(jì)算方法

基于XTRACT 纖維截面分析軟件，考慮箍筋對(duì)核心混凝土的約束作用，可較為準(zhǔn)確地求得HTRB630 級(jí)鋼筋混凝土柱小偏心受壓承載力，但纖維截面分析不便于工程設(shè)計(jì)，有必要給出便于工程應(yīng)用的承載力計(jì)算方法。為此，考慮箍筋對(duì)核心混凝土的約束作用，由式(1)和式(2)求得箍筋約束混凝土強(qiáng)度后，可參照《混凝土結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)規(guī)范》[7]計(jì)算HTRB630 級(jí)鋼筋混凝土小偏心受壓柱正截面承載力。計(jì)算簡(jiǎn)圖如圖10 所示，計(jì)算式如下：

圖10 小偏心受壓柱截面應(yīng)力-應(yīng)變簡(jiǎn)圖Fig.10 Stress-strain diagram of the columns section under small eccentric loading

計(jì)算結(jié)果見(jiàn)表3。由表3 可知，計(jì)算結(jié)果與試驗(yàn)值較接近，且偏于保守，Nue/Nuc平均值為1.09，變異系數(shù)為0.033。3.2 節(jié)表明：HTRB630 級(jí)鋼筋受壓應(yīng)力達(dá)到了實(shí)測(cè)屈服強(qiáng)度，式(5)～式(8)中εcu取0.0033，基于平截面假定，求得＞595 MPa。

表3 峰值荷載試驗(yàn)值與計(jì)算值比較Table 3 Comparison of calculated and experimental values of bearing capacity

4 結(jié)論

通過(guò)6 根高強(qiáng)鋼筋混凝土方形截面柱的小偏心受壓試驗(yàn)，分析了配筋率、配箍率、箍筋間距和荷載偏心距等因素對(duì)試件破壞過(guò)程、破壞形態(tài)和變形能力的影響，所得結(jié)論如下：

(1) HTRB630 級(jí)鋼筋混凝土小偏心受壓柱與普通鋼筋混凝土小偏心受壓柱的破壞形態(tài)基本相同，受壓區(qū)HTRB630 級(jí)鋼筋能夠達(dá)到屈服強(qiáng)度，且塑性變形能夠充分發(fā)揮。

(2) 提高1100 MPa 級(jí)箍筋的配箍率，可提升HTRB630 級(jí)鋼筋混凝土柱小偏心受壓承載力；當(dāng)配箍率超過(guò)1.50%時(shí)，對(duì)試件承載力提高不明顯，但能在一定程度上改善試件的變形能力。

(3) 考慮1100 MPa 級(jí)箍筋對(duì)核心混凝土的約束，提出的HTRB630 級(jí)鋼筋混凝土柱小偏心受壓承載力計(jì)算方法能夠較為準(zhǔn)確地預(yù)估試件承載力，且偏于保守，可為該類構(gòu)件正截面設(shè)計(jì)和規(guī)范修訂時(shí)提供參考；為保證箍筋能夠給混凝土提供足夠的約束作用，箍筋間距不應(yīng)超過(guò)80 mm。