采用新型抗剪連接件的型鋼混凝土柱軸壓性能試驗(yàn)研究*

李幗昌 曹凱奇 楊志堅(jiān) 邱增美

(沈陽(yáng)建筑大學(xué)土木工程學(xué)院， 沈陽(yáng) 110168)

0 引 言

型鋼混凝土結(jié)構(gòu)具有承載力高、耐火、延性好等優(yōu)點(diǎn)，在實(shí)際工程中被廣泛應(yīng)用。近年，國(guó)內(nèi)外學(xué)者以含鋼率、配箍率、混凝土強(qiáng)度等參數(shù)對(duì)型鋼混凝土柱進(jìn)行了軸心受壓試驗(yàn)研究[1-4]。周中一等[5]對(duì)5個(gè)1/20縮尺工字形截面型鋼混凝土短柱進(jìn)行了受壓性能試驗(yàn)研究。在實(shí)際工程中，由于受力復(fù)雜致使組合結(jié)構(gòu)中型鋼與混凝土之間存在黏結(jié)滑移現(xiàn)象，使其過(guò)早發(fā)生破壞。為了減少型鋼和混凝土的相對(duì)滑移，保證組合構(gòu)件整體工作性能，國(guó)內(nèi)外學(xué)者設(shè)計(jì)開(kāi)發(fā)了栓釘抗剪連接件、開(kāi)孔板抗剪連接件、Y型開(kāi)孔板抗剪連接件、PBH抗剪連接件、橡膠套栓釘抗剪連接件等各類(lèi)抗剪連接件，并通過(guò)推出試驗(yàn)研究了其受力性能[6-10]。

近年來(lái)，部分學(xué)者又將各類(lèi)抗剪連接件應(yīng)用于型鋼混凝土柱，并進(jìn)行有限元分析及試驗(yàn)研究。孫興全等[11]對(duì)采用開(kāi)孔波折板連接件的型鋼混凝土柱的滯回性能進(jìn)行了有限元分析；張春雷等[12]對(duì)采用栓釘連接件的大長(zhǎng)寬比腹板鋼骨混凝土短柱進(jìn)行了滯回性能的有限元分析；Zhu等[13]以軸壓比、配箍形式、型鋼及栓釘配置情況為試驗(yàn)參數(shù)，對(duì)21根型鋼超高強(qiáng)混凝土柱進(jìn)行了低周往復(fù)試驗(yàn)研究；Yang等[14]以箍筋間距、混凝土強(qiáng)度、栓釘為參數(shù)，對(duì)14根部分預(yù)制型鋼混凝土短柱進(jìn)行了軸壓試驗(yàn)研究。

通過(guò)上述分析表明，國(guó)內(nèi)外學(xué)者將抗剪連接件布置在型鋼混凝土柱中，探究抗剪連接件對(duì)型鋼混凝土柱軸壓性能影響規(guī)律的試驗(yàn)研究較少；并且隨著大型復(fù)雜組合結(jié)構(gòu)的出現(xiàn)，采用傳統(tǒng)的栓釘抗剪連接件時(shí)所需栓釘數(shù)量較多，存在焊接工作量大以及連接部位栓釘過(guò)密導(dǎo)致施工困難等問(wèn)題，因而已不能完全滿(mǎn)足工程需要[15]；而開(kāi)孔板抗剪連接件主要運(yùn)用于橋梁結(jié)構(gòu)中，且尺寸均較大[16]。因此，李幗昌等[17-18]開(kāi)發(fā)了尺寸較小且非連續(xù)布置的π形開(kāi)孔板(π-type perfobond)、π形CR(π-type crestbond)兩種新型抗剪連接件并進(jìn)行了推出試驗(yàn)研究，本文將上述兩種新型抗剪連接件應(yīng)用于型鋼混凝土柱中，對(duì)1個(gè)普通的和5個(gè)設(shè)置抗剪連接件的型鋼混凝土短柱進(jìn)行軸心受壓試驗(yàn)，研究抗剪連接件對(duì)型鋼混凝土柱承載力、延性等方面的影響，分析型鋼混凝土柱中各材料所分擔(dān)荷載的規(guī)律，為實(shí)際工程的應(yīng)用提供參考依據(jù)。

1 試驗(yàn)方案設(shè)計(jì)

1.1 試件設(shè)計(jì)

依據(jù)設(shè)計(jì)了6根型鋼混凝土短柱，其中5根設(shè)置抗剪連接件，試件截面尺寸為300 mm×400 mm，高度為1 200 mm。試件采用C60混凝土，四角配有416的鋼筋，箍筋為8@100/50，為防止柱端發(fā)生局部受壓破壞，在兩端進(jìn)行箍筋加密，貫穿鋼筋采用10。試件內(nèi)型鋼的截面尺寸為200 mm×150 mm×10 mm×12 mm，在型鋼翼緣處焊接栓釘、π形開(kāi)孔板、π形CR抗剪連接件，型鋼與抗剪連接件均選用Q355鋼材。試件截面尺寸及配筋如圖1所示，試件具體參數(shù)見(jiàn)表1?；炷亮⒎襟w抗壓強(qiáng)度平均值為58 MPa，混凝土彈性模量為3.34×104MPa。參照GB/T 228.1—2010《金屬材料拉伸試驗(yàn)第1部分：室溫試驗(yàn)方法》[19]的規(guī)定測(cè)得鋼筋與鋼板的力學(xué)性能，如表2所示。

a—立面；b—1—1剖面。圖1 試件截面尺寸及配筋 mmFig.1 Sectional dimensions and reinforcement of specimens

表1 試件參數(shù)Table 1 Parameters of specimens

表2 鋼材力學(xué)性能Table 2 Mechanical properties of steel

SRC代表組合結(jié)構(gòu)，D代表單調(diào)荷載，K、TKK代表π形開(kāi)孔板抗剪連接件，C、TCR代表π形CR抗剪連接件，S代表栓釘抗剪連接件；b為試件截面寬度，h為試件截面高度；d為抗剪連接件的布置間距。

fy為屈服強(qiáng)度;fu為極限強(qiáng)度;Es為彈性模量。

1.2 試驗(yàn)裝置及加載方式

試驗(yàn)在沈陽(yáng)建筑大學(xué)結(jié)構(gòu)工程實(shí)驗(yàn)室12 000 kN大型多功能結(jié)構(gòu)試驗(yàn)機(jī)上進(jìn)行。每個(gè)試件沿豎直方向布置4個(gè)位移計(jì)，量測(cè)試件軸向總變形；水平方向布置4個(gè)位移計(jì)，設(shè)置在1/2柱高處，量測(cè)水平方向變形。加載裝置見(jiàn)圖2，型鋼、混凝土、鋼筋測(cè)點(diǎn)如圖1，位移計(jì)、抗剪連接件的測(cè)點(diǎn)布置如圖3。其中，C1～C6為混凝土測(cè)點(diǎn)，S1～S6為型鋼測(cè)點(diǎn)，Z1～Z4為縱筋測(cè)點(diǎn)，G1～G4為箍筋測(cè)點(diǎn)，I1、I2為貫穿鋼筋測(cè)點(diǎn)，K1～K9為π形開(kāi)孔板抗剪連接件測(cè)點(diǎn)，R1～R9為π形CR抗剪連接件測(cè)點(diǎn)，D1～D2為栓釘測(cè)點(diǎn)。試驗(yàn)采用荷載-位移混合控制的加載模式進(jìn)行加載，首先是力控制加載，以每級(jí)300 kN進(jìn)行施加，持載時(shí)間為2 min；試件屈服后改用以1 mm/min的速度位移控制加載，直至承載力下降至峰值荷載的65%，停止加載，試驗(yàn)結(jié)束。

圖2 加載裝置Fig.2 Test set-up

a—位移計(jì)測(cè)點(diǎn)布置；b—抗剪連接件測(cè)點(diǎn)布置，mm。圖3 測(cè)點(diǎn)布置Fig.3 Arrangement of measuring points

2 試件破壞形態(tài)

圖4為各試件的破壞形態(tài)。其中設(shè)置抗剪連接件試件的破壞形態(tài)較為相似，以SRCDC-1為例進(jìn)行分析：加載初期，各試件型鋼、混凝土、鋼筋、連接件均處于彈性工作階段，混凝土無(wú)開(kāi)裂現(xiàn)象，各部件能較好地協(xié)同工作；加載至0.4Nm(Nm為試件峰值荷載，取值為試件極限承載力)左右時(shí)，試件上端部型鋼腹板側(cè)出現(xiàn)一條細(xì)微裂縫，主要由于型鋼腹板對(duì)側(cè)面混凝土的約束力較薄弱，且此階段裂縫發(fā)展緩慢；隨著荷載的增大，裂縫數(shù)量增多，部分裂縫均勻的向柱中部延長(zhǎng)并變寬；加載至0.75Nm左右時(shí)，縱筋發(fā)生屈服，采用位移控制加載模式；隨著荷載的繼續(xù)增大，混凝土開(kāi)始起皮，逐漸伴有開(kāi)裂聲，在試件棱角處會(huì)產(chǎn)生縱向劈裂裂縫；當(dāng)試件達(dá)到峰值荷載Nm時(shí)，型鋼也已屈服；隨著位移進(jìn)一步增大，箍筋鼓曲，在柱中部存在部分混凝土被壓潰剝落；當(dāng)荷載下降至峰值荷載的65%時(shí)，停止加載。其中栓釘、π形開(kāi)孔抗剪連接件的高度較大，使得型鋼外圍混凝土保護(hù)層變小，且柱端裂縫開(kāi)展位置靠近抗剪連接件，使得柱端部混凝土破壞，導(dǎo)致試件SRCDK-2、SRCDS破壞發(fā)生在柱上端部，從而使得二者的承載力偏低。

a—SRCDC-1；b—SRCDC-2；c—SRCDK-1；d—SRCDK-2；e—SRCDS；f—SRCD。圖4 各試件破壞形態(tài)Fig.4 Failure modes of specimens

在加載前期，無(wú)抗剪連接件的試件SRCD與其他試件相同，試件外觀無(wú)明顯變化；加載至0.5Nm左右時(shí)，試件出現(xiàn)第一條裂縫，且裂縫發(fā)展緩慢；當(dāng)承載力達(dá)到0.8Nm時(shí)，試件底角開(kāi)裂并向上延伸，裂縫逐漸變寬；當(dāng)試件達(dá)到峰值荷載7 585 kN時(shí)，縱筋、型鋼均已屈服，混凝土伴有噼里啪啦的響聲，隨著繼續(xù)增加位移，角部開(kāi)裂，陸續(xù)有混凝土壓潰聲，不斷有混凝土崩出，箍筋鼓曲，在試件中部有大面積混凝土被壓碎剝落，試件破壞，停止加載。與設(shè)置抗剪連接件的試件相比，試件SRCD的整個(gè)加載過(guò)程中，裂縫數(shù)量少，且裂縫寬度較大。

3 試驗(yàn)結(jié)果分析

3.1 荷載-位移曲線

圖5為試驗(yàn)得到的各試件荷載-位移曲線。由圖可知，型鋼混凝土柱的軸壓承載力較大，加載初期，試件承載力隨著豎向位移的增大呈線性增加，說(shuō)明試件處于彈性工作狀態(tài)；繼續(xù)施加荷載，試件豎向位移的增長(zhǎng)也隨之變快，當(dāng)承載力達(dá)到(0.73～0.8)Nm時(shí)，縱筋發(fā)生屈服，試件處于彈塑性工作階段，荷載-位移曲線由直線變?yōu)榍€。達(dá)到峰值荷載后，型鋼發(fā)生屈服，箍筋也逐漸屈服并發(fā)生外鼓現(xiàn)象，導(dǎo)致混凝土壓碎脫落，尤其是未布置抗剪連接件試件的混凝土發(fā)生大面積剝落且承載力下降明顯；對(duì)于在型鋼翼緣布置抗剪連接件的試件曲線下降緩慢；與栓釘、π形開(kāi)孔板抗剪連接件相比，型鋼翼緣布置π形CR抗剪連接件的試件承載力更高。

— SRCD; — SRCDS; — SRCDC-1; — SRCDC-2; — SRCDK-1; — SRCDK-2。圖5 試件荷載-位移曲線Fig.5 Load-displacement curves of specimens

表3為試件荷載-位移曲線中的特征荷載及相應(yīng)位移。延性系數(shù)為極限位移和名義屈服位移之比。由表可知，設(shè)置抗剪連接件可提高軸壓狀態(tài)下型鋼混凝土短柱的延性。設(shè)置π形CR抗剪連接件SRCDC-1試件的延性系數(shù)提高最大，增幅為8.4%；設(shè)置栓釘、π形開(kāi)孔板抗剪連接件試件的延性系數(shù)略有提高。

表3 試件特征荷載及位移Table 3 Characteristic loads and displacement of specimens

Δy為屈服位移；Ny為屈服荷載；Δm為峰值荷載對(duì)應(yīng)的位移；Nm為峰值荷載；Δu為極限位移；Nu為極限荷載；μ為試件延性系數(shù)。

3.2 荷載-應(yīng)變曲線

圖6為各試件中截面荷載-應(yīng)變曲線。由圖得知，加載初期，試件各受力部分的應(yīng)變值較小，隨豎向位移的增加呈線性變化；加載至0.75Nm時(shí)，試件SRCDC-1中型鋼、混凝土、縱筋的平均應(yīng)變分別為-1.429×10-3、-1.137×10-3、-1.721×10-3，試件SRCDK-1中型鋼、混凝土、縱筋的平均應(yīng)變分別為-1.116×10-3、-0.814×10-3、-1.369×10-3，試件SRCD中型鋼、混凝土、縱筋的平均應(yīng)變分別為-1.230×10-3、-1.165×10-3、-1.594×10-3，可見(jiàn)此時(shí)型鋼、混凝土仍能較好的協(xié)同工作，抗剪連接件、箍筋以及貫穿鋼筋的應(yīng)變發(fā)展緩慢，應(yīng)變值為0.500×10-3左右，說(shuō)明加載初期，箍筋對(duì)混凝土的約束作用較弱；此階段后，縱筋的應(yīng)變迅速增長(zhǎng)，并且先于型鋼屈服。各試件達(dá)到峰值荷載時(shí)，由von Mises屈服準(zhǔn)則計(jì)算得，試件SRCDC-1、SRCDK-1、SRCD的型鋼翼緣測(cè)點(diǎn)處等效應(yīng)力達(dá)到518,428,546 MPa，且此時(shí)π形開(kāi)孔板、π形CR抗剪連接件腹板等效應(yīng)力分別為87，235 MPa，即抗剪連接件并未屈服。峰值荷載至試件破壞階段，承載力下降明顯加快，貫穿鋼筋、箍筋應(yīng)變?cè)鲩L(zhǎng)速率也變快，承載力下降至0.7Nm左右時(shí)，試件SRCDC-1、SRCDK-1中貫穿鋼筋平均應(yīng)變突然增大，說(shuō)明加載后期箍筋對(duì)混凝土的約束作用加強(qiáng)。

a—SRCDC-1；b—SRCDK-1；c—SRCD?！?型鋼； — 混凝土； — 縱筋； — 箍筋； — 抗剪連接件； — 貫穿鋼筋。圖6 試件荷載-應(yīng)變曲線Fig.6 Load-strain curves of specimens

3.3 試件軸力分配分析

在加載過(guò)程中，為研究抗剪連接件對(duì)型鋼混凝土柱各組成部分所承擔(dān)軸力的影響規(guī)律，依據(jù)實(shí)測(cè)的應(yīng)變數(shù)據(jù)，分別對(duì)混凝土、縱筋和型鋼所承擔(dān)的軸力進(jìn)行計(jì)算。其中縱筋和型鋼采用二折線本構(gòu)模型，如圖7所示；由于箍筋以及型鋼對(duì)混凝土具有一定的約束作用，因此，將混凝土分為強(qiáng)約束區(qū)、弱約束區(qū)和無(wú)約束區(qū)[20]，如圖8所示。無(wú)約束區(qū)、弱約束區(qū)混凝土所承擔(dān)的軸力采用過(guò)鎮(zhèn)海[21]提出的單軸受壓本構(gòu)進(jìn)行計(jì)算，強(qiáng)約束區(qū)混凝土所承擔(dān)的軸力采用約束本構(gòu)模型[22-24]進(jìn)行計(jì)算。

圖7 鋼材應(yīng)力-應(yīng)變曲線Fig.7 Stress-strain curve of steel

圖8 約束區(qū)劃分Fig.8 Division of constraint areas

將實(shí)測(cè)應(yīng)變值代入相應(yīng)本構(gòu)模型，得到的結(jié)果見(jiàn)圖9，表4為各材料軸力分配比例。圖中Nco為非約束、弱約束區(qū)混凝土所承擔(dān)的軸力；Ncc為強(qiáng)約束區(qū)混凝土所承擔(dān)的軸力；Na為型鋼所承擔(dān)的軸力；Ns為縱筋所承擔(dān)的軸力；Nc1為計(jì)算所得試件的承載力；Δm,c為計(jì)算達(dá)到荷載最大值時(shí)所對(duì)應(yīng)的豎向位移；Nm為試驗(yàn)中試件的峰值荷載；Δm為試驗(yàn)試件達(dá)到最大承載力時(shí)所對(duì)應(yīng)的豎向位移。在試驗(yàn)過(guò)程中，可能會(huì)存在試件破壞控制面位置的偏差、材料本構(gòu)關(guān)系近似性、混凝土約束區(qū)域近似性等誤差，從而導(dǎo)致計(jì)算得到的荷載-位移曲線與試驗(yàn)得到的荷載-位移曲線存在一定偏差，從圖9可以看出，二者整體吻合較好。由圖9及表4可知，試件承載力在峰值荷載Nm以前，混凝土承擔(dān)軸力在50%以上，說(shuō)明試件軸力主要由混凝土承擔(dān)；隨著荷載的施加，非約束區(qū)、弱約束區(qū)混凝土承擔(dān)的軸力比例逐漸減小，型鋼、縱筋所承擔(dān)的軸力比例逐漸提高。在整個(gè)加載過(guò)程中，焊接抗剪連接件的試件達(dá)到峰值荷載時(shí)，混凝土、型鋼、縱筋也基本達(dá)到自身承載力的最大值；無(wú)抗剪連接件的試件SRCD達(dá)到峰值荷載時(shí)，型鋼和鋼筋各自所承擔(dān)軸力未達(dá)到最大值，此時(shí)，分別達(dá)到了自身最大承載力的86%、75%。與未布置抗剪連接件的試件相比，設(shè)置抗剪連接件的試件，對(duì)于型鋼翼緣設(shè)置抗剪連接件的試件，其強(qiáng)約束區(qū)混凝土所承擔(dān)的軸力有所降低，使得試件承載力隨之降低，但是延性得到了提高。

a—SRCDC-1；b—SRCDK-1；c—SRCD?！?Nco； — Ncc； — Na； — Ns； — Nc1； — Nm。圖9 各材料軸力分配曲線Fig.9 Distribution curves of axial force of each component

表4 各材料軸力分配比例Table 4 Proportions of axial force for different materials

Nm1為試件各部分所承擔(dān)的最大軸力；Nm2為各部分在試件達(dá)到最大承載力時(shí)對(duì)應(yīng)的軸力；δi為試件的Nm1與Nm2的比值，其他符號(hào)意義同前。

4 承載力計(jì)算

目前，劉維亞[25]等學(xué)者以及各國(guó)規(guī)范[26-28]均給出了型鋼混凝土柱軸心受壓承載力計(jì)算公式。具體的公式如下：

中國(guó)JGJ 138—2016規(guī)范：

NJGJ=0.9(fcAc+faAa+fsAs)

(1)

式中:NJGJ為軸心受壓荷載計(jì)算值；fc為混凝土軸心抗壓強(qiáng)度；fs、fa分別為縱向鋼筋和型鋼屈服強(qiáng)度；Ac、As、Aa分別為混凝土、縱向鋼筋和型鋼截面面積。

歐洲EC4規(guī)范：

NEC4=0.85fcoAc+faAa+fsAs

(2)

美國(guó)ACI 318-14規(guī)范：

NACI=0.85(0.85fcoAc+faAa+fsAs)

(3)

假設(shè)無(wú)抗剪連接件，將混凝土、鋼材強(qiáng)度實(shí)測(cè)值代入式(1)～(3)中進(jìn)行計(jì)算，得到計(jì)算結(jié)果見(jiàn)表5。由表可知，依據(jù)上述規(guī)范得到的計(jì)算值與試件SRCD試驗(yàn)結(jié)果相差較大，試驗(yàn)值與各規(guī)范計(jì)算值的比值均值分別為1.07、1.04和1.22，變異系數(shù)均為0.033，可以看出上述規(guī)范得到的計(jì)算結(jié)果偏于保守，致使型鋼混凝土柱優(yōu)越的承載能力不能充分體現(xiàn)。

表5 試驗(yàn)結(jié)果與規(guī)范計(jì)算結(jié)果比較Table 5 Comparisons between experimental results and computed results calculated by the standards

近年，眾多學(xué)者[3,29]考慮約束效應(yīng)，對(duì)型鋼混凝土柱承載力進(jìn)行了計(jì)算，吻合較好，因此，本文也將考慮混凝土的約束情況，采用文獻(xiàn)[22-24]提出的本構(gòu)模型進(jìn)行承載力計(jì)算。

Nc2=Nco+Ncc+Na+Ns

(4)

其中Na=faAa；Ns=fsAs；Nco=fcoAco

Ncc=fccAcc；fcc=kfco

式中：k通過(guò)文獻(xiàn)[24]中的計(jì)算公式得到；fcc為考慮箍筋、型鋼對(duì)混凝土約束后的軸心抗壓強(qiáng)度；Acc為強(qiáng)約束區(qū)的面積，其他符號(hào)意義同前。

將試驗(yàn)數(shù)據(jù)代入考慮約束作用的式(4)中，對(duì)型鋼混凝土柱的軸心受壓承載力進(jìn)行計(jì)算，得到Nc2=7 567 kN，與無(wú)抗剪連接件試件的試驗(yàn)值吻合良好，該方法可用于計(jì)算型鋼混凝土柱，但相比布置抗剪連接件試件的試驗(yàn)值，該計(jì)算值偏大，原因是抗剪連接件對(duì)混凝土強(qiáng)約束區(qū)有一定的削弱，因此，實(shí)際工程中，對(duì)焊接抗剪連接件的型鋼混凝土柱的承載力計(jì)算中，考慮箍筋、型鋼約束作用的同時(shí)建議引入折減系數(shù)來(lái)考慮上述影響。結(jié)合試驗(yàn)結(jié)果，對(duì)布置π形CR抗剪連接件的型鋼混凝土柱軸壓承載力計(jì)算時(shí)，建議引入折減系數(shù)0.95；對(duì)布置栓釘、π形開(kāi)孔抗剪連接件的型鋼混凝土柱軸壓承載力計(jì)算時(shí)，建議引入折減系數(shù)0.9。

5 結(jié)束語(yǔ)

本文對(duì)6個(gè)采用新型抗剪連接件的型鋼混凝土柱進(jìn)行了軸心受壓試驗(yàn)，通過(guò)對(duì)比分析，得到以下主要結(jié)論：

1)試件SRCDK-2、SRCDS破壞發(fā)生在柱上端部，其余試件破壞基本發(fā)生在1/2柱高處左右，與未焊接抗剪連接件的試件相比，焊接抗剪連接件的試件裂縫數(shù)量多且比較均勻，破壞時(shí)延性較好，其中布置π形CR抗剪連接件的SRCDC-1試件延性系數(shù)增幅最大，為8.4%；連接件布置間距不同對(duì)試件的延性影響較小。

2)在型鋼翼緣布置栓釘、π形開(kāi)孔板、π形CR抗剪連接件增強(qiáng)了混凝土與型鋼之間的粘結(jié)作用，使得試件達(dá)到峰值荷載時(shí)，混凝土、型鋼、鋼筋均能達(dá)到自身承載力的90%以上，與各材料自身所承擔(dān)荷載的最大值較為接近。

3)將混凝土劃分為無(wú)約束區(qū)、弱約束區(qū)、強(qiáng)約束區(qū)三部分，在考慮約束效應(yīng)的同時(shí)建議引入承載力折減系數(shù)，對(duì)布置抗剪連接件的型鋼混凝土柱軸壓承載力進(jìn)行計(jì)算，其中布置π形CR抗剪連接件的試件折減系數(shù)建議取0.95；布置栓釘、π形開(kāi)孔板抗剪連接件試件的折減系數(shù)建議取0.9。