龔田牛，秦麗，潘洪科

(1.湖北文理學(xué)院 土木工程與建筑學(xué)院，湖北 襄陽(yáng) 441053； 2.武漢大學(xué) 土木建筑工程學(xué)院，武漢 430072)

鋼管混凝土結(jié)構(gòu)充分發(fā)揮鋼管和混凝土兩種材料的優(yōu)點(diǎn)，具有強(qiáng)度高、延性好、耐疲勞和耐沖擊等特點(diǎn)[1-2]，普遍應(yīng)用于高層建筑、鐵路橋墩柱、車站承重柱等。對(duì)于鋼管混凝土柱抗震性能的研究，學(xué)者們主要進(jìn)行了鋼管混凝土柱的擬靜力試驗(yàn)。研究結(jié)果表明，鋼管混凝土柱的滯回曲線飽滿，承載力、變形能力、延性和耗能能力均高于相同軸壓比下的普通混凝土柱。但在加載后期，在軸壓和反復(fù)水平荷載作用下，塑性鉸區(qū)的鋼管和核心混凝土發(fā)生剝離[3]，當(dāng)柱的套箍指標(biāo)較低時(shí)，核心混凝土在柱達(dá)到極限荷載時(shí)的破壞呈現(xiàn)脆性，柱的延性較低[4-5]，試驗(yàn)結(jié)束后剖開鋼管發(fā)現(xiàn)，塑性鉸區(qū)混凝土已經(jīng)酥裂[6]，這也導(dǎo)致鋼管混凝土柱后期承載力下降較快，1995年日本Nanbu地震中，大部分鋼管混凝土結(jié)構(gòu)由于延性不足導(dǎo)致嚴(yán)重破壞就很好地說明了這一點(diǎn)。因此，提高鋼管混凝土柱的延性，尤其是鋼管鼓屈后構(gòu)件的承載力，對(duì)結(jié)構(gòu)抗震尤為重要。

配筋鋼管自密實(shí)混凝土是在普通鋼管混凝土中配置鋼筋的新型組合結(jié)構(gòu)，同時(shí)，采用自密實(shí)混凝土代替普通混凝土，解決了配置鋼筋籠后混凝土澆筑困難的問題。配筋鋼管自密實(shí)混凝土柱不僅具有普通鋼管混凝土柱的優(yōu)點(diǎn)，還很好地解決了普通鋼管混凝土柱截面尺寸過大和抗火問題[7-9]，具有廣闊的應(yīng)用前景。在遭受火災(zāi)時(shí)，即使鋼管退出工作，鋼筋籠也可以和混凝土繼續(xù)承受荷載[10-11]。同時(shí)，鋼筋抑制了核心混凝土的變形發(fā)展，防止混凝土出現(xiàn)整體的剪切破壞，箍筋和鋼管對(duì)核心混凝土提供雙重約束，有效的提高了試件的承載力和延性[12]。

最近幾年，對(duì)配筋鋼管混凝土構(gòu)件的研究主要集中在靜力方面，通過試驗(yàn)研究和數(shù)值模擬分析了配筋鋼管混凝土柱的受壓工作機(jī)理，研究結(jié)果表明，配筋可以有效抑制核心混凝土剪切破壞面的形成，根據(jù)配筋率的不同，配筋鋼管混凝土柱的軸壓承載力比普通鋼管混凝土柱有不同程度的提高，混凝土強(qiáng)度越低提高程度越明顯，最高可達(dá)32%[13-18]。但在工程實(shí)際中，結(jié)構(gòu)還受到地震荷載、風(fēng)荷載等動(dòng)荷載的影響。為了推廣配筋鋼管自密實(shí)混凝土結(jié)構(gòu)的應(yīng)用，有必要對(duì)其動(dòng)力性能進(jìn)行深入研究。本文進(jìn)行了7根配筋圓鋼管自密實(shí)混凝土柱和1根普通圓鋼管自密實(shí)混凝土柱的擬靜力試驗(yàn)，研究了縱筋配筋率、軸壓比、鋼管壁厚對(duì)試件水平荷載-側(cè)移率滯回曲線、骨架曲線、承載力退化和剛度退化等的影響，揭示其工作機(jī)理。

1 試驗(yàn)概況

1.1 試件設(shè)計(jì)

試驗(yàn)共設(shè)計(jì)8根試件 ，包括7根配筋圓鋼管自密實(shí)混凝土試件和1根普通圓鋼管自密實(shí)混凝土試件，試件截面外徑為273 mm，試件高度為850 mm。試件采用倒T型模型，每根試件設(shè)置鋼筋混凝土底座，同時(shí)為了加載方便，采用方形擴(kuò)大柱頭，縱筋在底座和柱頭內(nèi)均有足夠的錨固長(zhǎng)度，試件尺寸及配筋如圖1所示。

圖1 試件制作示意Fig.1 Specimen details

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

注：試件編號(hào)中，S表示鋼管；2、3、4表示鋼管壁厚為2.10、3.16、4.14 mm；D表示縱筋；12、18、22表示縱筋直徑毫米數(shù)；0.15、0.30、0.45表示試件的試驗(yàn)軸壓比。

1.2 材料特性

1.2.1 鋼筋 縱筋和箍筋均為HRB335，鋼筋試件從相同批次鋼筋上隨機(jī)截取，取3組試件進(jìn)行材性試驗(yàn)[19]，測(cè)得的屈服強(qiáng)度、抗拉強(qiáng)度、延伸率、彈性模量等指標(biāo)見表2。

表2 鋼筋的力學(xué)性能Table 2 Properties of the steel bar

1.2.2 鋼管 鋼管為Q235鋼，將鋼管剖開，做成標(biāo)準(zhǔn)試件，進(jìn)行拉伸試驗(yàn)[20]，測(cè)得的性能指標(biāo)見表3。

表3 鋼管的力學(xué)性能Table 3 Properties of the steel tube

1.2.3 自密實(shí)混凝土 混凝土為微膨脹自密實(shí)混凝土，設(shè)計(jì)強(qiáng)度為C40。水泥采用華新42.5普通硅酸鹽水泥；粉煤灰為1級(jí)粉煤灰；細(xì)骨料為天然河沙，級(jí)配良好，細(xì)度模數(shù)為2.4；粗骨料最大粒徑不超過15 mm；減水劑為FDN-1高效減水劑；膨脹劑為UEA型高效膨脹劑；水為普通自來水。相應(yīng)的配合比為：水泥∶細(xì)骨料∶粗骨料∶水∶減水劑∶膨脹劑∶粉煤灰=1.000∶2.385∶2.238∶0.510∶0.425∶0.015∶0.002。

在配置自密實(shí)混凝土?xí)r，均進(jìn)行了混凝土和易性試驗(yàn)，測(cè)得其塌落度為275 mm，擴(kuò)展度為680 mm。標(biāo)準(zhǔn)成型的標(biāo)準(zhǔn)立方體試塊測(cè)得28 d混凝土立方體抗壓強(qiáng)度fcu=44.92 MPa[21]。

1.3 試驗(yàn)裝置和數(shù)據(jù)測(cè)量

試件加載裝置如圖2所示?；灰朴煞戳肮潭ㄓ谠囼?yàn)臺(tái)座的剛性墊塊限制，豎向荷載由2 000 kN液壓千斤頂通過壓力傳感器控制。千斤頂上端設(shè)置一滑動(dòng)小車，用以消除其上部反力梁和試件柱端之間的摩擦。低周反復(fù)水平荷載由固定于反力墻的600 kN的高精度拉壓千斤頂通過靜態(tài)液壓伺服控制臺(tái)控制。

圖2 試驗(yàn)裝置示意圖Fig.2 General view of test setup

試驗(yàn)主要量測(cè)內(nèi)容包括：

1)柱端加載位置的水平位移由大量程位移計(jì)實(shí)時(shí)測(cè)得，位移計(jì)固定在柱墩上，測(cè)點(diǎn)位置和水平力加載位置相同。

2)豎向荷載值由豎向力傳感器測(cè)得，低周反復(fù)水平荷載由水平力傳感器實(shí)時(shí)測(cè)得。

3)為了量測(cè)鋼管和縱筋的應(yīng)力變化，在相應(yīng)位置粘貼應(yīng)變片。應(yīng)變片測(cè)點(diǎn)布置如圖3所示，在距離基座40 mm的鋼管推拉作用線和垂直于推拉作用線處粘貼橫縱4對(duì)應(yīng)變片，分別以后綴“L”表征縱向應(yīng)變片，后綴“C”表征環(huán)向應(yīng)變片，編號(hào)為1L、1C、2L、2C、3L、3C、4L、4C。在距離基座40 mm的縱筋上粘貼6片應(yīng)變片，編號(hào)為5～10。各個(gè)位移傳感器、力傳感器及應(yīng)變片數(shù)據(jù)均由DH3815N靜態(tài)應(yīng)變測(cè)試系統(tǒng)實(shí)時(shí)采集。

圖3 測(cè)點(diǎn)布置圖Fig.3 Location of measurement points

1.4 加載制度

試驗(yàn)選用變幅位移控制加載法。采用側(cè)移率θ表征位移的大小，其大小為試件柱端加載點(diǎn)處水平位移與加載點(diǎn)到柱底距離的比值。加載前期，進(jìn)行單循環(huán)加載，每個(gè)循環(huán)側(cè)移率θ小幅增長(zhǎng)，增長(zhǎng)幅度為0.25%。當(dāng)側(cè)移率達(dá)到1%之后，增幅為0.5%，每級(jí)循環(huán)兩次，直到試件破壞為止。具體加載制度如圖4所示，試件加載程序?yàn)椋?/p>

圖4 水平荷載加載制度Fig.4 Typical pattern of lateral loading

1)施加豎向荷載。反復(fù)預(yù)載2～3次，預(yù)載大小不超過預(yù)估豎向極限承載力的20%，分3級(jí)對(duì)試件進(jìn)行加載，2級(jí)卸載，以消除試件的不均勻性，進(jìn)行物理對(duì)中。在水平荷載正式加載過程中，通過對(duì)豎向千斤頂?shù)募有遁d保持豎向荷載不變。

2)施加水平反復(fù)荷載。預(yù)加反復(fù)荷載2～3次，最大值不超過預(yù)估水平極限承載力的30%，以便調(diào)整儀器設(shè)備。正式加載時(shí)，按預(yù)定的位移控制加載制度進(jìn)行，加載過程中保持反復(fù)加載的連續(xù)性和均勻性。當(dāng)荷載下降至峰值荷載的85%時(shí)，對(duì)應(yīng)的荷載和位移稱為極限荷載和極限位移，雖然可以認(rèn)為此時(shí)試件已經(jīng)破壞，但是，為了得到其破壞形態(tài)，應(yīng)繼續(xù)加載，直至試件水平荷載明顯退化，或試件產(chǎn)生直觀的明顯的破壞特征為止。

2 試驗(yàn)現(xiàn)象

對(duì)于配筋圓鋼管自密實(shí)混凝土柱，不同參數(shù)試件的破壞過程呈現(xiàn)一定規(guī)律性：在施加水平荷載前，試件處于軸向受壓狀態(tài)，各應(yīng)變片都有相應(yīng)的讀數(shù)，但環(huán)向應(yīng)變片讀數(shù)都很小，表明在試驗(yàn)采用的軸壓比下，不至于產(chǎn)生鋼管和核心混凝土的套箍作用。施加水平荷載后，在加載初期，試件處于彈性階段，外觀無明顯變化，當(dāng)側(cè)移率達(dá)到0.75%左右時(shí)，受壓區(qū)縱向應(yīng)變片1 L和3 L的讀數(shù)都超過了2 000，說明鋼管的端部開始進(jìn)入塑性，但縱筋的應(yīng)變均未達(dá)到2 000，說明此時(shí)縱筋還處于彈性階段。隨著水平位移的不斷增大，鋼管的屈服高度上升，同時(shí)，底部環(huán)向應(yīng)變片的讀數(shù)開始迅速增加，表明底部受壓區(qū)核心混凝土的變形超過了鋼管的變形，鋼管開始對(duì)核心混凝土提供約束力。當(dāng)側(cè)移率為1%～2%時(shí)，水平荷載達(dá)到最大值，軸壓比越大的試件水平荷載達(dá)到最大值時(shí)的側(cè)移率越小。繼續(xù)加載,水平荷載逐漸降低，當(dāng)側(cè)移率為2.5%左右時(shí)，鋼管受壓側(cè)出現(xiàn)微弱鼓曲，鼓曲位置位于柱底距基座約30 mm處，但在隨后的反向過程中鼓曲又被拉平，同時(shí)，處于受壓另一側(cè)鋼管也出現(xiàn)了鼓曲。當(dāng)側(cè)移率為1%左右時(shí)，縱筋的應(yīng)變超過2 000，表明縱筋強(qiáng)度得到發(fā)揮。隨著水平位移的進(jìn)一步增加，柱底鋼管鼓曲向截面四周發(fā)展，同時(shí),傳出混凝土被壓碎的聲音。試件在達(dá)到極限荷載之后，破壞發(fā)展迅速，當(dāng)側(cè)移率超過4%時(shí)，2、4位置鋼管鼓曲，1、3位置鋼管被拉斷。試件呈現(xiàn)出典型的壓彎破壞特征，配筋圓鋼管自密實(shí)混凝土柱的外部破壞形態(tài)如圖5(a)、(b)所示。

圖5 試件典型破壞形態(tài)Fig.5 Typical failure mode of specimens

試驗(yàn)結(jié)束后，用氧割將試件S3D18-0.30的鋼管剖開，發(fā)現(xiàn)柱腳塑性鉸部位自密實(shí)混凝土在往復(fù)荷載作用下酥裂，輕輕敲擊自密實(shí)混凝土便掉落，內(nèi)部自密實(shí)混凝土和鋼筋的破壞形態(tài)如圖5(c)所示，可見，塑性鉸區(qū)的鋼筋發(fā)生塑性屈曲，其強(qiáng)度得到發(fā)揮。

3 試驗(yàn)結(jié)果及分析

3.1 水平荷載(P)-側(cè)移率(Δ)滯回曲線

試件的水平荷載(P)-側(cè)移率(Δ)滯回曲線如圖6所示。從圖中可以看出：加載初期的幾個(gè)循環(huán)中滯回環(huán)狹窄，鋼管和鋼筋均處于彈性階段，水平荷載-側(cè)移率曲線呈線性關(guān)系，殘余變形很小，剛度無明顯變化；隨著荷載增加和反復(fù)加-卸載，滯回曲線不再保持線性變化，卸載時(shí)殘余變形變大，加載和卸載剛度亦逐漸退化，試件塑性性能越來越明顯，耗能能力逐漸增強(qiáng)；達(dá)到峰值荷載以后，承載力隨著側(cè)移率的增大逐漸下降，鋼管屈服后對(duì)混凝土的約束作用減弱，但是由于縱筋的存在，配筋圓鋼管自密實(shí)混凝土試件在鋼管屈服后仍具有一定的水平承載能力，表現(xiàn)出良好的耗能能力。

圖6 水平荷載(P)-側(cè)移率(Δ)滯回曲線Fig.6 P-Δhysteretic curves of specimens

3.2 水平荷載(P)-側(cè)移率(Δ)骨架曲線

試件的水平荷載(P)-側(cè)移率(Δ)骨架曲線如圖7所示，表5列出了所有試件的試驗(yàn)結(jié)果。分析不同參數(shù)下試件的骨架曲線，可以得出如下結(jié)論：

1)配筋的影響。試件S3-0.30、S3D12-0.30、S3D18-0.30和S3D22-0.30的配筋率分別為0%、1.2%、2.6%、3.9%，同時(shí)，后3個(gè)試件配有箍筋，其骨架曲線如圖7(a)所示。由圖7(a)可知，配筋圓鋼管自密實(shí)混凝土試件極限水平承載力較普通圓鋼管自密實(shí)混凝土試件有所提高，配筋率越大提高程度也越大。說明配筋不僅能提高鋼管混凝土柱的抗火能力，其抗震性能也得到一定程度的提高。合理的配筋可以避免鋼管厚度過大，減小鋼管的焊接難度。在鋼管壁厚和軸壓比相同的情況下，當(dāng)配筋率由0%提高到1.2%、2.6%、3.9%時(shí)，試件的極限水平承載力分別提高了5.8%、10.6%、15.3%。其原因是鋼筋的強(qiáng)度比混凝土高，鋼筋阻礙了混凝土裂縫的開展，同時(shí),箍筋能對(duì)混凝土提供約束，使試件的水平承載力得到提高。

2)軸壓比的影響。試件S3D18-0.15、S3D18-0.30和S3D18-0.45的軸壓比分別為0.15、0.30、0.45，其他參數(shù)相同，其骨架曲線如圖7(b)所示。由圖7(b)可知，在試驗(yàn)采取的軸壓比范圍內(nèi)，水平極限承載力隨著軸壓比的增大而增大。在鋼管壁厚和配筋率相同的情況下，當(dāng)軸壓比由0.15提高到0.30、0.45時(shí)，試件的極限水平承載力分別提高了11.2%、13.7%。其原因是軸壓力越大，受壓混凝土面積也越大，試件的極限水平承載力越高。

圖7 水平荷載(P)-側(cè)移率(Δ)骨架曲線Fig.7 P-Δ skeleton curves of specimens

3)鋼管壁厚的影響。試件S2D18-0.30、S3D18-0.30和S4D18-0.30的鋼管壁厚分別為2.10、3.16、4.14 mm，其他參數(shù)相同，其骨架曲線如圖7(c)所示。由圖7(c)可知，隨著鋼管壁厚的增大，試件的極限水平承載力顯著提高。在軸壓比和配筋率相同的情況下，當(dāng)鋼管壁厚由2.10 mm提高到3.16、4.14 mm時(shí)，試件的極限水平承載力分別提高了19.8%、36.5%。其原因是隨著鋼管壁厚的增大，鋼管能對(duì)核心混凝土提供更好的約束，同時(shí)，鋼管的強(qiáng)度遠(yuǎn)大于混凝土的強(qiáng)度，壁厚較大的鋼管也不易鼓屈，試件的極限水平承載力提高。

3.3 延性分析

采用位移延性系數(shù)來量化延性，即極限位移與屈服位移之比，其計(jì)算式為

(1)

式中：Δy為屈服位移，采用R.Park作圖法取得;Δu為極限位移，取為水平承載力降為極限水平承載力85%時(shí)對(duì)應(yīng)的加載點(diǎn)位移。按照式(1)計(jì)算的延性系數(shù)見表4。

表4 試驗(yàn)結(jié)果Table 4 Test results of the specimens

注：Pmax為試件正、反方向加載的最大水平承載力的平均值，括號(hào)內(nèi)為正反加載方向試驗(yàn)結(jié)果，下同；Δy表示試件的屈服位移；Δu表示試件的極限位移；μΔ表示試件的位移延性系數(shù)；∑W3.5表示側(cè)移率為3.5%時(shí)的累積耗能。

分析表4數(shù)據(jù)可知，配筋后，試件的延性得到提高，在鋼管壁厚和軸壓比相同的情況下，當(dāng)配筋率由0%提高到1.2%、2.6%、3.9%時(shí)，試件的位移延性系數(shù)分別提高了5.9%、7.8%、9.2%。其原因是鋼筋本身具有良好的延性，配置鋼筋后，在箍筋的約束下，混凝土的脆性得到改善。隨著軸壓比的增大，試件的位移延性系數(shù)變小。這是因?yàn)檩S壓比的大小決定了混凝土受壓面的大小，在相同的水平荷載作用下，軸壓比大的試件其混凝土受壓面積也越大，截面中性軸距離受壓區(qū)邊緣較遠(yuǎn)，截面的延性系數(shù)較小，同時(shí)，在軸壓比較大時(shí)，由軸向力引起的二階彎矩也較大，試件的骨架曲線下降段就越陡峭。當(dāng)軸壓比由0.15提高到0.30、0.45時(shí)，試件的位移延性系數(shù)分別降低了3.0%、5.6%。鋼管壁厚對(duì)試件延性系數(shù)的影響較為顯著，鋼管越厚對(duì)核心混凝土的約束作用越強(qiáng)，試件的位移延性系數(shù)也越大，在軸壓比和配筋率相同的情況下，當(dāng)鋼管壁厚由2.10 mm提高到3.16、4.14 mm時(shí)，試件的位移延性系數(shù)分別提高了13.7%、18.0%。

試驗(yàn)中所有配筋圓鋼管自密實(shí)混凝土試件的極限位移均大于(接近)彈塑性層間位移角限值，位移延性系數(shù)均大于5，滿足延性結(jié)構(gòu)位移延性系數(shù)大于3的要求，表明配筋圓鋼管自密實(shí)混凝土具有良好的塑性變形能力。

3.4 剛度退化

從圖7的骨架曲線可以看出，試件的剛度一直處于變化之中，隨著水平側(cè)移率的增加，由于鋼材的屈服、混凝土裂縫的發(fā)生和發(fā)展、鋼材和混凝土之間的滑移等，試件的剛度不斷的退化。

采用環(huán)線剛度分析不同側(cè)移率和循環(huán)次數(shù)對(duì)試件剛度退化的影響，環(huán)線剛度計(jì)算式為

(2)

式中：Khj為第j級(jí)加載時(shí)對(duì)應(yīng)的環(huán)線剛度；n為每級(jí)循環(huán)對(duì)應(yīng)的循環(huán)次數(shù)；Pj,i為第j級(jí)加載時(shí)的對(duì)應(yīng)的峰值荷載；Δj,i為第j級(jí)加載時(shí)的對(duì)應(yīng)的峰值位移。

圖8 試件剛度退化曲線Fig.8 Ductility degradation curves of specimens

圖8反映了不同試驗(yàn)參數(shù)對(duì)試件環(huán)線剛度退化的影響，當(dāng)側(cè)移率增大時(shí)，混凝土產(chǎn)生新的裂縫，同時(shí)，鋼管鼓曲導(dǎo)致對(duì)核心混凝土的約束作用減弱，所有試件的環(huán)線剛度隨著側(cè)移率的增大而減小。在加載后期，試件的剛度已經(jīng)很小，同時(shí),由于骨料之間的咬合力導(dǎo)致環(huán)線剛度減緩速率不斷減小。軸壓比大的試件混凝土受壓面積增大，同時(shí)，鋼管能更早的對(duì)核心混凝土提供約束，試件的環(huán)線剛度也越大，當(dāng)軸壓比過大時(shí)，加速了鋼管的局部屈曲，對(duì)混凝土的約束效果降低，試件環(huán)線剛度的退化加劇，在加載后期側(cè)移率為4%時(shí)，當(dāng)其他參數(shù)相同時(shí)，不同軸壓比下試件的環(huán)線剛度趨于相同。由于鋼材的彈性模量大于混凝土的彈性模量，導(dǎo)致鋼管壁厚大的試件早期剛度較大，縱筋配筋率大的試件早期剛度也較大，但在加載后期由于鋼材屈服，試件剛度差異不大。

3.5 承載力退化

從圖7可以看出，試件在側(cè)移率達(dá)到1.5%左右時(shí)，水平荷載達(dá)到最大值，隨后逐漸下降。選用承載力退化系數(shù)反映試件在整個(gè)加載過程中的承載力退化特征，承載力退化系數(shù)αj定義為

αj=Pj/Pu

(3)

式中：αj為第j次循環(huán)對(duì)應(yīng)的承載力退化系數(shù)；Pj為第j次循環(huán)峰值位移對(duì)應(yīng)的承載力；Pu為加載過程中各個(gè)峰值點(diǎn)承載力最大值，即試件的極限水平承載力。

圖9為典型試件S3D18-0.30的承載力退化系數(shù)-側(cè)移率關(guān)系曲線，具體可以分為3個(gè)階段：

圖9 典型試件承載力退化曲線Fig.9 Strength degredation curves of specimens

1)在側(cè)移率達(dá)到1%之前。此階段每級(jí)側(cè)移率僅循環(huán)1次，水平承載力隨著側(cè)移率的增加而增大，但增幅有所減小，這主要是由于混凝土在反復(fù)拉壓下產(chǎn)生的損傷導(dǎo)致；2)在側(cè)移率為1%～2%之間，鋼管和鋼筋皆已屈服，在受壓區(qū)產(chǎn)生套箍作用，試件達(dá)到極限水平承載力；3)在側(cè)移率超過2.5%以后，鋼管鼓曲，對(duì)核心混凝土的約束作用減弱，同時(shí)混凝土裂縫不斷開展，寬度增大，混凝土受壓區(qū)有效面積減小，混凝土的承載力降低，同時(shí)，反復(fù)拉壓使裂縫被磨平，骨料咬合力降低，這些因素均使配筋圓鋼管自密實(shí)混凝土試件的承載力不斷退化。

承載力退化曲線的另一個(gè)特征是，每級(jí)側(cè)移率下第1次循環(huán)的承載力要大于上一級(jí)側(cè)移率的第2次循環(huán)的承載力，而剛度則隨著循環(huán)次數(shù)的增加不斷減小。這與剛度退化系數(shù)隨循環(huán)次數(shù)增加而持續(xù)減小規(guī)律不同，也說明承載力的退化并不全取決于剛度的退化。在試件進(jìn)入屈服階段以后，由于往復(fù)作用在試件底部區(qū)域形成塑性鉸，在水平往復(fù)荷載作用下塑性鉸區(qū)域的混凝土裂縫反復(fù)開裂和閉合，裂縫表面粗糙度有逐漸被抹平的趨勢(shì)，引起試件剛度退化。但在進(jìn)入下級(jí)加載循環(huán)時(shí)，原有的混凝土裂縫持續(xù)發(fā)展，形成新的骨料咬合在一定程度上彌補(bǔ)了前期往復(fù)循環(huán)帶來的剛度退化，但也帶來了在這一加載級(jí)別下一循環(huán)承載力退化幅值增大。混凝土在鋼管和鋼筋的約束作用下，這一開裂補(bǔ)償剛度退化現(xiàn)象表現(xiàn)得更為明顯。

3.6 耗能能力

不同試驗(yàn)參數(shù)下試件的累積耗能見表5，∑W3.5表示側(cè)移率為3.5%時(shí)的累積耗能。由表5可知，配筋圓鋼管自密實(shí)混凝土試件的累積耗能較普通鋼管自密實(shí)混凝土試件有所提高，且配筋率越大，提高程度也越大，其他試驗(yàn)參數(shù)對(duì)試件耗能性能的影響規(guī)律和普通鋼管混凝土試件相同。

3.7 應(yīng)變分析

圖10 典型試件實(shí)測(cè)應(yīng)變-側(cè)移率滯回曲線Fig.10 Strain- Drift ratio hysteretic curves of S3D18-0.30

根據(jù)環(huán)向粘貼在鋼管塑性鉸處應(yīng)變片讀數(shù)的變化可以分析鋼管的約束作用。典型試件S3D18-0.30不同測(cè)點(diǎn)實(shí)測(cè)應(yīng)變-側(cè)移率滯回曲線如圖10所示，圖中水平線表示屈服應(yīng)變。測(cè)點(diǎn)1C布置在加載方向的塑性鉸處，在側(cè)移率很小時(shí)，應(yīng)變片1C的讀數(shù)較小，鋼管還未發(fā)揮約束作用。在側(cè)移率為1%左右時(shí)，應(yīng)變片1C的讀數(shù)達(dá)到1 800，鋼管已經(jīng)對(duì)混凝土提供約束力。隨著側(cè)移率的增加，鋼管進(jìn)入強(qiáng)化階段，混凝土的橫向膨脹導(dǎo)致鋼管的環(huán)向變形越來越大，而環(huán)向變形的增大又導(dǎo)致對(duì)混凝土約束作用的減弱，最后，應(yīng)變片讀數(shù)維持在6 000左右。

測(cè)點(diǎn)2C布置在垂直加載方向的塑性鉸處，剛開始加載時(shí)，測(cè)點(diǎn)2處由彎矩產(chǎn)生的應(yīng)力較小，環(huán)向應(yīng)變由軸壓力產(chǎn)生，應(yīng)變很小，由于中性軸移向受壓側(cè)甚至出現(xiàn)負(fù)值。隨著往復(fù)推拉的進(jìn)行，殘余應(yīng)變累積，測(cè)點(diǎn)2處混凝土的橫向變形大于鋼管，鋼管的橫向變形增加，在側(cè)移率為4%時(shí)，應(yīng)變片2C讀數(shù)達(dá)到1 720，鋼管屈服，這與試驗(yàn)后期柱腳處鼓曲呈環(huán)狀一致。

測(cè)點(diǎn)6布置在縱筋塑性鉸處，在鋼管和箍筋的約束下，鋼筋始終處于單向拉壓狀態(tài)，在側(cè)移率較大時(shí)，應(yīng)變片的讀數(shù)超過1 860，鋼筋的強(qiáng)度得以發(fā)揮。

4 結(jié)論

在配筋圓鋼管自密實(shí)混凝土柱低周反復(fù)試驗(yàn)基礎(chǔ)上，對(duì)其抗震性能進(jìn)行分析，得出以下結(jié)論：

1)在低周反復(fù)荷載作用下，配筋圓鋼管自密實(shí)混凝土柱根部出現(xiàn)明顯鼓屈，在加載中后期鋼筋屈服，縱筋和箍筋的強(qiáng)度得到發(fā)揮。試件的滯回曲線飽滿，位移延性系數(shù)在5.0以上，配筋圓鋼管自密實(shí)混凝土柱表現(xiàn)出良好的抗震性能。

2)配筋圓鋼管自密實(shí)混凝土試件的承載力、延性和耗能能力較普通圓鋼管自密實(shí)混凝土試件均有不同程度的提高，縱筋配筋率越大，提高程度越明顯，同時(shí),試件的剛度退化和承載力退化得到改善。說明配筋不僅能提高鋼管混凝土柱的抗火能力，其抗震性能也得到一定程度的提高。

3)軸壓比和含鋼率對(duì)配筋圓鋼管自密實(shí)混凝土柱抗震性能的影響規(guī)律與普通圓鋼管自密實(shí)混凝土相同。

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