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《自然災害學報》2014年第二期

1試驗結果

1．1承載力實測所得各試件的開裂荷載、屈服荷載、極限荷載值見表2。表中:Fc為開裂荷載，指試件混凝土開裂時的水平荷載;Fy為屈服荷載，分別給出了正負兩個方向的屈服荷載及其均值;Fu為極限荷載，分別給出了正負兩個方向的極限荷載及其均值;μcu表示Fc與Fu的比值;μyu表示Fy與Fu的比值。由表2可知:(1)與SRCG－1相比，SRCG－2的屈服荷載、極限荷載分別提高了22．50%，20．08%;(2)與SRCG－1相比，SRCG－3的屈服荷載，極限荷載分別提高了30．25%，24．14%;(3)與SRCG－2相比，SRCG－3的屈服荷載，極限荷載分別高了6．32%，3．38%;(4)3個試件的μcu均值為0．314，μyu均值為0．801。

1．2位移與延性實測各試件的位移和延性系數見表3。表中:Uc為試件開裂荷載Fc所對應的開裂位移;Uy是與屈服荷載Fy對應的屈服位移;Uu為與極限荷載Fu對應的荷載峰點位移;Ud為最大彈塑性位移，取荷載下降至極限荷載85%時的位移;位移延性系數μ=Ud/Uy;屈服位移角θy=Uy/H;荷載峰點位移角θu=Uu/H;最大彈塑性位移角θd=Ud/H，H為水平加載點距試件基礎頂面的高度，H=1000mm。由表3可知:(1)與SRCG－1相比，SRCG－2的彈塑性最大位移高11．72%;(2)與SRCG－1相比，SRCG－3的彈塑性最大位移高30．67%;(3)與SRCG－2相比，SRCG－3的彈塑性最大極限位移高16．97%;(4)3個試件的屈服位移角均值為1/159，與極限荷載對應的位移角均值為1/59，彈塑性最大位移角均值為1/43，延性系數均值為3．676。

1．3剛度及其退化過程實測各試件剛度及退化系數見表4。3個試件的“剛度K－位移角θ”全過程曲線見圖3。表4中:K0為試件初始彈性剛度;Kc為試件開裂割線剛度;Ky為試件屈服割線剛度;βco=Kc/Ko，表示試件從初始階段到開裂時剛度的衰減;βyc=Ky/Kc，表示試件從開裂到屈服時剛度的衰減;βyo=Ky/Ko，表示試件從初始階段到屈服時剛度的衰減。由表4、圖3可見:(1)與SRCG－1相比，SRCG－2的初始剛度、屈服剛度分別提高了11．13%，10．3%;(2)與SRCG－1相比，SRCG－3的初始剛度、屈服剛度分別提高了22．81%，13．38%;(3)與SRCG－2相比，SRCG－3的初始剛度、屈服剛度分別高了4．48%，2．79%;(4)3個試件的初始剛度均值為97．59kN•mm－1，開裂剛度均值為78．48kN•mm－1，屈服剛度均值為59．17kN•mm－1;(5)開裂剛度和初始剛度比值的均值為0．805，屈服剛度和開裂剛度比值的均值為0．754，屈服剛度和初始剛度比值的均值為0．607。

1．4滯回特性和耗能實測得到的3個試件的“水平荷載F－水平位移U”滯回曲線見圖4(a)－圖4(c)，骨架曲線的比較見圖4(d)。滯回環包圍面積的積累反映了結構彈塑性耗能的大小，因3個試件在加載過程存在一些差異，本文取滯回曲線外包絡線所包圍的面積作為比較用的耗能值。各試件的耗能實測值見表5。由圖4、表5可知:(1)與SRCG－1相比，SRCG－2的滯回環飽滿，中部捏攏輕，彈塑性變形能力明顯提高;(2)與SRCG－1相比，SRCG－3的滯回環飽滿，彈塑性變形能力顯著提高;(3)與SRCG－2相比，SRCG－3的滯回環中部捏攏相對大些，但彈塑性變形能力較強，骨架曲線比較可見二者在1/60位移角之前，骨架曲線基本重合，之后SRCG－3的延性相對好些;(4)與SRCG－1相比，SRCG－2的耗能提高了42．42%，SRCG－3的耗能提高了75．03%。

1．5殘余變形實測所得3個試件的“殘余變形Up/U－位移U”關系曲線見圖5，圖中:縱坐標Up/U為試件在水平加載方向的殘余變形，它為第i次循環加載峰值點對應的水平位移與卸載至零時對應的殘余水平位移的比值的倒數;橫坐標U為試件在加載點處的水平位移，它定義為第i次加載峰值點所對應的實測水平位移。由圖5可知:(1)各試件的殘余變形Up/U隨水平位移U的增長而增加，但增加的速度經歷了從快到慢的過程:初始階段殘余變形相對值增長較快，而后期殘余變形相對值的增長較慢，趨于平緩。(2)3個試件水平位移相同時，SRCG－3的殘余變形相對值小于SRCG－2，SRCG－2的殘余變形相對值小于SRCG－1，說明在SRCG－3的彈塑性變形能力好于SRCG－2，SRCG－2的彈塑性變形能力好于SRCG－1。應用Matlab軟件進行編程，對“殘余變形Up/U－位移U”數據點進行擬合，可以得出對應的三次方擬合曲線，式中:表示橫坐標值U，表示縱坐標值Up/U。對于試件SRCG－1:a=0．000043，b=－0．002577，c=0．071786;對于試件SRCG－2:a=0．000021，b=－0．001566，c=0．055788;對于試件SRCG－3:a=0．000027，b=－0．001702，c=0．052718。各試件單獨的擬合曲線和數據點對比圖見圖6(a)。對3個試件的“殘余變形Up/U－位移U”全部數據點進行擬合，可得出擬合曲線y=ax3+bx2+cx，其中:a=0．000015，b=－0．001599，c=0．058933。其擬合曲線和數據點見圖6(b)。

1．6破壞特征試件SRCG－1、SRCG－2、SRCG－3最終破壞時的形態見圖7。(1)試件SRCG－1:首先在翼緣外側出現短小水平裂縫，并逐步向翼緣的側面及翼緣內側延伸;之后在腹板中和軸兩側出現斜向裂縫，并逐步延伸形成斜向交叉X形裂縫，裂縫沿高由下向上逐漸增多;隨著水平位移的持續增大，在底部翼緣內側和側面出現豎向裂縫，并迅速增大，柱底部區域翼緣和腹板截面突變的內側角部混凝土首先被壓碎，之后底部翼緣外側混凝土也被壓碎脫落，縱筋和箍筋外露，破壞嚴重，承載力下降。腹板破壞集中在柱底部區域，上部破壞較輕，未能充分發揮腹板鋼板沿柱全高的抗剪能力。(2)試件SRCG－2:加載初期與SRCG－1基本相同，翼緣外側出現水平裂縫，腹板部位形成X形交叉裂縫;隨著水平位移的增大，柱底部區域翼緣和腹板截面突變的內側角部混凝土首先被壓碎，之后底部翼緣外側混凝土也被壓碎脫落，鋼筋外露;柱底部腹板混凝土破壞嚴重，大量脫落，在柱底翼緣區域裂縫寬度明顯增大，混凝土剝落，承載力下降。與SRCG－1不同之處在于:腹板部位兩排X形斜向交叉裂縫分布較廣，底部加強區域受剪破壞程度相對較輕，有利于發揮彎矩較大區域的底部抵抗彎矩的能力;底部加強區域以上各截面腹板混凝土裂縫分布較為均勻，較充分的發揮了各截面腹板鋼板的抗剪耗能性能。(3)試件SRCG－3:加載初期與SRCG－1基本相同;隨著水平位移的增加，翼緣外側和翼緣側面的水平裂縫逐步延伸并向上發展，在底部區域腹板中和軸兩側出現兩排較為密集的斜向剪切裂縫，翼緣外側和側面的水平裂縫均逐步發展至柱頂;柱底部區域翼緣和腹板截面突變的內側角部混凝土首先被壓碎，之后底部翼緣外側混凝土也被壓碎脫落;底部腹板區域混凝土破壞嚴重，大量剝落，翼緣混凝土酥碎，鋼筋外露，承載力下降。提高翼緣外側縱筋配筋率后，截面抗彎能力明顯提高，因此在試件承載力明顯提高的同時，其腹板區域塑性鉸域向上延伸，使得底部截面抗彎和抗剪能力得到合理匹配，彎曲變形耗能性能和剪切變形耗能性能均得到充分發揮。本文提出的工字形截面內藏雙鋼板混凝土組合柱，可充分發揮沿底部整個層間大范圍的腹板鋼板的抗剪耗能能力。工字型截面柱翼緣以抗彎作用為主，腹板以抗剪作用為主。工字形截面型鋼混凝土柱的腹板鋼板抗剪變形性能良好，本文構造措施充分發揮了型鋼混凝土柱在抗地震倒塌過程中的抗彎、抗剪彈塑性耗能能力。試件的損傷破壞過程驗證了這一構造措施十分有效。

2承載力計算

2．1截面應變實測所得試件截面上鋼筋應變測點和型鋼應變測點的應變值見圖8。圖中，各應變測點位置見圖2，橫坐標X表示應變測點距強軸(Y軸)的距離;縱坐標ε為各應變測點在不同加載階段的相應應變值。由圖8可見:在低周反復荷載作用下，各試件截面應變近似直線分布，承載力計算時可引入平截面假定。這是由于，工字形截面型鋼混凝土柱的型鋼外側包了鋼筋混凝土柱體，并用拉接鋼筋穿過鋼板上開設的孔，將內部型鋼與外側鋼筋混凝土緊密的拉結起來，加強了型鋼與鋼筋混凝土柱體之間的整體性，從構造上保證了平截面假定的適用性。

2．2正截面承載力計算正截面承載力時可假定:(1)截面應變分布符合平截面假定;(2)不考慮混凝土的抗拉強度;(3)鋼板應力－應變關系用理想彈塑性模型;(4)截面鋼材受拉、受壓均達屈服應力。本文中工字形截面型鋼混凝土柱根部截面均受彎屈服，彎矩最大的根部截面為大偏壓屈服［9］。正截面承載力計算模型見圖9。圖9(a)為截面受力圖，圖9(b)為截面上鋼材應力分布圖，圖9(c)為截面配筋配鋼示意圖，圖9(d)給出了截面尺寸。圖中:fy和f''''y分別為鋼筋抗拉、抗壓強度，fa和f''''a分別為鋼板抗拉、抗壓強度，fc為混凝土抗壓強度;1和A''''a1分別為翼緣內部外側受拉、受壓鋼筋截面面積，Aat和A''''at分別為翼緣內部內側受拉、受壓鋼筋截面面積，Aaf和A''''af分別為型鋼受拉、受壓翼緣截面面積，Aat和A''''at分別為受拉、受壓翼緣外側貼焊鋼板截面面積，Aa1為內部隔板截面面積;1和a''''s1分別為翼緣內部外側受拉、受壓鋼筋合力點距受拉、受壓邊緣的距離，2和a''''s2分別為翼緣內部內側受拉、受壓鋼筋合力點距受拉、受壓邊緣的距離，aaf和a''''af分別為翼緣內部受拉、受壓鋼板合力點距受拉、受壓邊緣的距離，aat和a''''at分別為翼緣內部受拉、受壓貼焊鋼板合力點距受拉、受壓邊緣的距離，a為翼緣內部受拉鋼筋和鋼板合力點距受拉邊緣的距離;x為混凝土受壓區高度，β1為等效矩形應力圖的特征值取0．8，h''''f為受壓區混凝土翼緣截面高度，h0為截面有效高度，h為截面高度，b為截面腹板寬度，b''''f截面受壓區翼緣寬度;N為截面所受軸力，e=e0+h/2－a，e0=M/N為軸向壓力對截面重心的偏心距，M為截面所受彎矩。各試驗柱破壞形態均為大偏壓，截面受壓區高度x≤ξbh0，ξb=0．8/［1+(fy+fa)/(2×0．003Ea)］為相對界限受壓區高度，Ea為鋼材彈性模量。由于貼焊鋼板僅在邊緣與原有鋼管鋼板貼焊連接，兩鋼板共同工作后期會出現脫離，對共同工作性能有一定影響，因此在承載力計算中應考慮貼焊鋼板強度折減系數γ，取γ=0．8～0．9，本文取0．85。

2．3斜截面承載力參考《型鋼混凝土組合結構技術規程》［9］中有關型鋼混凝土框架柱的斜截面抗剪承載力計算公式，本文工字形型鋼混凝土柱斜截面抗剪承載力計算時，其截面通高腹板為矩形，近似按矩形型鋼混凝土斜截面承載力計算。工字形型鋼混凝土柱斜截面抗剪承載力按下式計算:由式(3)、式(4)計算所得試件正截面、斜截面承載力與實測水平承載力比較見表6。計算中材料強度取實測值相應的材料強度標準值。由表6可見:(1)各試件在上部非加強區或下部加強區的斜截面承載力計算值均大于正截面承載力計算值，說明試件的屈服為正截面首先屈服，當正截面鋼板材料全截面屈服時，截面抗彎能力提高，斜截面才開始進入一定的屈服，這與試驗結果一致。(2)各試件的上部截面彎矩比下部截面彎矩小，正截面承載力由下部截面控制，正截面計算值和實測值較為接近。(3)各試件沿高所有截面剪力相等，且剪力等于水平荷載，計算所得試件SRCG－3斜截面承載力516．27kN與實測試件水平承載力503．23kN較為接近，說明該試件上部截面的剪切變形較大。試件斜截面承載力計算，方法較為簡單，有待深化研究。

3結論

(1)采用貼焊鋼板加強型工字形截面內藏雙鋼板混凝土組合柱，與普通工字形截面型鋼混凝土柱相比:截面抗彎承載力明顯提高，實現了強剪弱彎的抗震延性設計方案，使截面彎曲變形耗能和腹板鋼板剪切變形耗能均得以充分發揮，綜合抗震耗能能力良好。(2)采用提高周邊縱筋配筋率加強型工字形截面內藏雙鋼板混凝土組合柱，當量用鋼條件下，與采用貼焊鋼板加強型組合柱相比，截面的抗彎承載力進一步提高，滯回曲線更為飽滿，綜合抗震耗能能力得到充分發揮，表明等用鋼下，加大周邊鋼材用量比例可獲得更好的抗彎效果，同時周邊縱筋的加強對約束混凝土也起到了至關重要的作用。加強型工字形截面內藏雙鋼板混凝土組合柱可用于結構柱抗震設計。(3)提出的加強型工字形截面內藏雙鋼板混凝土組合柱正截面、斜截面承載力計算公式，可供設計計算參考。

作者：曹萬林惠存董宏英許方方喬崎云單位：北京工業大學建筑工程學院