箍筋不同配置鋼筋混凝土柱的力學性能分析

包恩和, 張梓涵, 趙亞濤, 李 麗*

(1.廣西新能源與建筑節(jié)能重點實驗室， 桂林 541004； 2.貴州省巖土力學與工程安全重點實驗室， 貴陽 550025)

2008年發(fā)生的中國汶川地震中,因磚混結構構造柱和鋼筋混凝土(reinforced concrete, RC)結構柱的構造措施不當?shù)?導致了部分民用建筑的破壞[1-3]。2010年修訂抗震及混凝土設計規(guī)范時,進一步細化了RC柱箍筋配置措施[4-5]。近期,圍繞RC柱的構造措施,展開了大量研究。例如：磚混結構采用普通井字箍、區(qū)域約束矩形箍、區(qū)域約束小方箍的3種不同配箍形式澆注RC柱試件；通過低周反復加載試驗,研究不同配箍形式對RC柱變形性能的影響[6]；通過4種不同配箍形式(普通矩形箍、井字復合箍、八角復合箍、矩形箍加角箍)的8根型鋼混凝土柱(steel reinforced concrete columns,SRC)的低周反復加載試驗,研究配箍形式、體積配箍率和剪跨比等參數(shù)對SRC柱抗震性能的綜合影響[7]；對幾種不同增大截面加固形式(一邊加固、一角加固、四周加固、一邊一角加固、一邊兩角加固)的低配箍率鋼筋混凝土柱進行低周往復試驗,研究增大截面加固對柱的破壞形態(tài)、承載力、剛度、耗能等抗震性能的影響[8]；箍筋配置與RC柱主筋的混凝土保護層裂縫發(fā)展的關系[9]；RC柱箍筋加密區(qū)范圍的分析[10]；研究RC柱端部的箍筋配置與RC柱的抗彎性能之間的關系[11-12]等。RC柱箍筋加密區(qū)范圍的分析配置與RC柱主筋的混凝土保護層裂縫發(fā)展的關系。

但關于RC柱箍筋的不同加密配置,對RC柱的滯回曲線、骨架曲線、承載力、剛度、剪切變形、軸向變形及耗能性能等多個角度分析RC柱的抗震性能的相關研究不多?，F(xiàn)通過箍筋不同加密配置的4根RC柱的反復加載試驗,研究不同配置箍筋對RC柱的滯回曲線、骨架曲線、承載力、剛度、變形能力及耗能性能等的影響。

1 試驗概況

1.1 試件設計

圖1 柱尺寸和配筋

工字形RC柱試件的總高為2 050 mm,加載和固定用柱端頭高為525 mm,截面尺寸為1 000 mm×450 mm；柱高為1 000 mm,截面尺寸為250 mm×250 mm。試件的主筋和箍筋均采用HRB400型號鋼筋,主筋和箍筋的直徑分別為16 mm和6 mm,柱采用標號為C60的混凝土。試件的配筋及尺寸詳情如圖1所示。從柱的混凝土、主筋及箍筋中均取一組(3個標準試件)進行了材料性能試驗,對每組試件的試驗數(shù)據(jù)都進行了均值法處理，之后的混凝土及鋼筋的應力-應變關系如圖 2(a)、圖2(b)所示；具體值如表1所示。對4個不同箍筋配置的RC柱試件進行反復加載試驗。試件1的柱高在1 m范圍內(nèi),箍筋間距為50 mm,體積配箍率ρsv=7‰；試件2的柱高在1 m范圍內(nèi),箍筋間距為17 mm,體積配箍率為ρsv=20.5‰；試件3的箍筋配置,在試件1的柱箍筋配置基礎上,對柱兩端軸向150～200 mm范圍內(nèi)的箍筋進行加密,箍筋間距為17 mm；試件4的箍筋配置,在試件1的柱箍筋配置基礎上,對柱兩端軸向0～50 mm和150～200 mm范圍內(nèi)的箍筋進行加密,箍筋間距為17 mm。試件3和4的箍筋加密區(qū)的體積配箍率為ρsv=20.5‰,試件3和4的柱端箍筋加密區(qū)詳情如圖3(a)、圖3(b)所示。

圖2 混凝土與鋼筋的應力-應變關系曲線

表1 配筋和混凝土的力學性能

圖3 柱端箍筋加密區(qū)

1.2 試驗加載方式與檢測

RC柱試件的加固和位移計布置如圖4所示。為檢測柱端裂縫發(fā)展,柱端軸向0～180 cm范圍內(nèi)預埋兩端加工成圓錐形的鋼筋檢測點,每個檢測點預先埋置鋼筋,鋼筋直徑4 mm,長15 cm,一共38個監(jiān)測點,如圖5所示。試驗中的定值軸向壓力(軸壓比為0.5)通過連接導軌的豎向作動器完成；而試件的剪力通過水平方向作動器完成。加載采用位移控制法,用試件的位移角控制,控制位移為±0.5 cm(0.005 rad)、±1 cm(0.01 rad)、±2 cm(0.02 rad)、±3 cm(0.03 rad)、±5 cm(0.05 rad)5段,每段反復作用3次；如試件未達最大荷載,則按第5段(±5 cm)繼續(xù)加載,直至試件破壞,試件加載制度如圖6所示。

圖4 試件的加固和位移計布置

圖5 裂縫檢查點

圖6 加載制度

2 試驗結果與分析

2.1 各試件的承載力及變形曲線關系

各試件的剪力-剪切變形滯回曲線關系如圖7所示。

圖7 試件的滯回曲線

由圖7可知,試件1和試件3第4段加載(±3 cm)的正向(推出)的第2次循環(huán)加載中發(fā)生破壞；試件2第5段加載(±5 cm)的負向(拉回)的第3次循環(huán)加載中發(fā)生破壞；試件4第5段加載(±5 cm)的正向(推出)的第1次循環(huán)加載中發(fā)生破壞。試件1～4的最大承受剪力分別為229.5、235.5、230.5、233.5 kN,對柱箍筋進行不同程度的加密,可以有效提升柱的最大承載能力。第4段加載(±3 cm)中發(fā)生破壞的試件1和試件3,試件1的剪切變形明顯大于試件3的剪切變形,對柱端軸向150～200 mm范圍內(nèi)的箍筋進行加密,有控制試件破壞之前的剪切變形量的作用。

柱箍筋加密區(qū)較大的試件2和試件4的最大剪切變形量(5 cm)較試件1和試件3的最大剪切變形量(3 cm),變形性能得到有效提升。同時,對試件1、2、3的軸向變形也進行了對比分析,如圖8所示。圖8的橫坐標表示試件的剪切變形Δ,縱坐標表示試件的軸向變形。

圖8 柱剪切變形-軸向變形關系

由圖8可知,試件在第2段范圍內(nèi)加載時,試件1、2、3的最大軸向壓縮變形均為2.5 mm左右；當試件的剪切變形±1 cm(0.01 rad)范圍內(nèi),柱配箍率不影響柱的抗壓縮變形能力,第2段加載(±1 cm)的第1次循環(huán)結束時的試件1、2、3的柱端裂縫形態(tài)如圖9所示。第3段(0.02 rad)范圍內(nèi)加載時,試件1和試件3的柱軸向壓縮變形約為5 mm,而試件2的軸向壓縮變形約為4 mm；第4段(0.03 rad)范圍內(nèi)加載時,試件1和試件3的柱軸向壓縮變形曲線向上離散嚴重；由圖7可知,這時試件1和試件3的承載力快速遞減,接近破壞；而試件2的滯回曲線保持穩(wěn)定,柱配箍率的提高能夠改善柱的抗壓性能。

為進一步明確柱配箍率的影響,基于圖7的各試件滯回曲線,繪制各試件的骨架曲線,如圖10所示。

圖9 試件柱端裂縫形態(tài)

圖10 試件的骨架曲線

由圖10可知,各試件的屈服荷載和剛度基本一致,剪切變形在0～±0.5 cm范圍內(nèi)時各試件均經(jīng)歷剪力和剪切變形的線性關系階段和屈服過程,剪切變形在±0.5～±1.0 cm范圍內(nèi)時各試件均達到了最大承載力,之后各試件的承載力遞減、剛度呈負剛度。其中,柱身配箍率ρsv=13.4‰的試件2的變形能力大于其他試件。

2.2 荷載循環(huán)次數(shù)和試件的承載能力及剛度的關系

2.2.1 試件的承載能力分析

根據(jù)各試件的剪力-剪切變形滯回曲線,繪制各試件的承載力與加載循環(huán)次數(shù)的關系曲線,如圖11所示。

由圖11可知,加載的前±6次循環(huán)內(nèi),各試件的承載力變化不明顯,第±4次循環(huán)時達到承載力峰值。第±6次循環(huán)之后,隨著循環(huán)次數(shù)的增大,各試件的承載力減??；但柱身配箍率ρsv=13.4‰的試件2的承載力值大于其他試件的承載力值；柱箍筋加密至一定程度,提升試件的大變形時承載能力。

圖11 試件的承載力與加載循環(huán)次數(shù)的關系曲線

2.2.2 試件的剛度退化分析

基于文獻[13]用平均割線剛度來表示每次循環(huán)加載時的試件剛度,分析各試件的剛度退化過程。平均割線剛度Ki為

3.3 本試驗建立了一種定量檢測HPS的ddPCR方法，同時，利用ddPCR和qPCR這2種檢測方法對HPS進行測定，就靈敏性、重復性、特異性和臨床樣品檢測 4個方面進行了比較。在定量檢測相同稀釋度的HPS DNA時，ddPCR和qPCR的定量值呈線性正相關，且ddPCR方法的靈敏性優(yōu)于qPCR。在實際運用過程中，ddPCR方法的檢出率更加可靠。

(1)

式(1)中：+Fn、-Fn為每次循環(huán)荷載中正、負向最大荷載值；+Δn、-Δn為相應的剪切變形；n為往復循環(huán)加載試驗次數(shù)。

各試件的剛度與加載循環(huán)次數(shù)的關系曲線如圖12所示。

圖12 試件的剛度退化曲線

由圖12可知,柱箍筋不同配置的各試件的剛度退化曲線基本相同。前3個循環(huán)內(nèi),各試件基本保持線彈性,剛度值變化較小；之后各試件的剛度值,隨著加載循環(huán)次數(shù)的增大而減??；柱箍筋的不同配置,不影響同循環(huán)步的剛度值；但隨著柱箍筋配置量的提高,至試件破壞的循環(huán)次數(shù)增大。

2.3 各試件的耗能性能分析

2.3.1 各試件的屈服點和極限點定義

基于圖10的正向加載骨架曲線,采用等效能量法確定試件1～試件4的屈服位移Δy和屈服強度Py的理論值,計算示意圖如圖13所示。圖13中過原點O作直線與過骨架曲線峰值點A的水平線相較于點B,骨架曲線OA與折線OBA圍城兩個陰影部分面積S1和S2,通過使面積S1和面積S2相等來確定B點位置,B點的橫坐標即為試件的屈服變形理論值Δy,對應Δy的骨架曲線OA縱坐標即為試件的屈服強度理論值Py,如表2所示。

圖13 屈服位移計算示意圖

表2 骨架曲線特征點及位移延性系數(shù)

基于文獻[13],極限點的承載力Pu=0.85Pm(Pm為峰值點承載力),對應的變形為試件的極限變形。

2.3.2 各試件的能量耗散系數(shù)分析

(2)

式(2)中：SEBC+SFBC為一次加載與卸載滯回曲線包圍的面積,即為試件一次循環(huán)所耗散的能量；S△OAF+S△ODE為理想的彈性結構在達到相同位移時吸收的能量(彈性變形能)。

對應各試件在屈服點、峰值點和極限點的能量耗散系數(shù)如圖15所示。

由圖15可知,隨著各試件的變形增大,能量耗散系數(shù)增大。柱箍筋加密之后,對應屈服點和極限點的能量耗散系數(shù)增大，峰值點的能量耗散系數(shù)無明顯的變化。

圖14 能量耗散系數(shù)計算簡圖

圖15 試件的能量耗散系數(shù)

3 結論

(1)RC柱的箍筋加密之后,有增大試件的最大承載力和控制試件破壞之前的剪切變形和軸向變形的作用；隨著箍筋加密區(qū)的增大,試件的變形能力和耗能性能提升。

(2)RC柱箍筋加密對試件的屈服荷載、初始剛度、第二剛度及剛度退化等沒有明顯的影響。

(3)各試件的承載力和剛度隨著加載次數(shù)和變形的增大逐漸遞減。