韋建剛，周 俊，羅 霞，陳寶春，楊 艷

(1. 福州大學(xué)土木工程學(xué)院，福建，福州 350108；2. 福建工程學(xué)院土木工程學(xué)院，福建，福州 350118)

鋼管與混凝土組合結(jié)構(gòu)的應(yīng)用與研究一直備受關(guān)注[1?3]，工程建設(shè)的發(fā)展對其耗能性能的要求越來越高，而采用高強(qiáng)度材料可以有效減輕組合結(jié)構(gòu)的自重，同時提高其承載力和抗震性能，這已成為鋼管混凝土組合結(jié)構(gòu)發(fā)展的趨勢[4?5]。目前鋼管混凝土組合結(jié)構(gòu)中采用高強(qiáng)材料主要有兩種形式，一種是普通鋼管和超高強(qiáng)混凝土組合成普通強(qiáng)度鋼管超高強(qiáng)混凝土(Ultra-high Strength Concrete Filled Normal Strength Steel Tubular，簡稱UCFSnT)結(jié)構(gòu)[6]，還有一種采用高強(qiáng)鋼管與高強(qiáng)混凝土或者超高強(qiáng)混凝土進(jìn)行組合形成高強(qiáng)鋼管高強(qiáng)混凝土結(jié)構(gòu)((High Strength Concrete Filled High Strength Steel Tubular，簡稱HCFShT)和高強(qiáng)鋼管超高強(qiáng)混凝土(Ultra-high Strength Concrete Filled High Strength Steel Tubular，簡稱(UCFShT))結(jié)構(gòu)[7]。

對比其他強(qiáng)度鋼管混凝土結(jié)構(gòu)，UCFST結(jié)構(gòu)不僅承載能力有很大的提高，還可以通過提高鋼材強(qiáng)度提高鋼管超高強(qiáng)混凝土套箍效應(yīng)，從而延長鋼管混凝土塑性階段，充分發(fā)揮材料使用性能。對于UCFSnT結(jié)構(gòu)抗震性能研究，Wei等[8]和韋建剛等[9]以軸壓比和含鋼率為參數(shù)分別對該結(jié)構(gòu)彎矩-曲率滯回性能和荷載-位移滯回性能進(jìn)行了擬靜力試驗(yàn)分析；還有部分學(xué)者以軸壓比、徑厚比以及鋼材強(qiáng)度等為參數(shù)，進(jìn)行了HCFShT結(jié)構(gòu)的擬靜力試驗(yàn)，分析了各試件抗震性能[10?13]。而對于UCFShT結(jié)構(gòu)，目前主要集中在以套箍系數(shù)、混凝土強(qiáng)度、鋼材強(qiáng)度以及長徑比等為參數(shù)進(jìn)行的靜力性能研究上[14?16]，但是針對其抗震性能的研究則較為匱乏。

對于結(jié)構(gòu)來說，抗震性能是評價其受力特性的重要指標(biāo)，因此，本文將以軸壓比、含鋼率和鋼材強(qiáng)度為試驗(yàn)參數(shù)，以Q900鋼管與超高強(qiáng)混凝土組合而成的UCFShT柱為研究對象，針對其抗震性能開展擬靜力試驗(yàn)研究，分析各參數(shù)對UCFShT柱的破壞形態(tài)、荷載-位移滯回曲線、強(qiáng)度和剛度退化、耗能以及延性等指標(biāo)影響，了解該類試件的抗震性能，可為其應(yīng)用基礎(chǔ)研究提供參考數(shù)據(jù)。

1 試驗(yàn)概況

以軸壓比、含鋼率和鋼材強(qiáng)度為試驗(yàn)參數(shù)，設(shè)計了8根UCFShT柱和1根UCFSnT柱對比柱。表1為試件的詳細(xì)設(shè)計資料，其中，鋼管分別采用Q900和Q345鋼材，試件編號由四部分組成：H和N分別為Q900鋼管和Q345鋼管，U為UHSC，T為鋼管厚度，N為試件軸壓比n小數(shù)點(diǎn)后數(shù)值，且n=N0/Nu，N0為作用在柱上的軸向荷載，Nu為鋼管混凝土柱軸心受壓時的極限承載力[17]。表1中L為試件長度，D為鋼管外徑，α為含鋼率。

表 1 試件參數(shù)一覽表Table 1 Specimen parameters

分別取不同厚度的Q900和Q345鋼管試件做成標(biāo)準(zhǔn)拉伸試樣3個，制作標(biāo)準(zhǔn)拉伸試樣進(jìn)行拉伸試驗(yàn)，測得鋼材試樣物理力學(xué)性能指標(biāo)如表2所示。由于高強(qiáng)度鋼材材性離散性較大，不同厚度鋼管彈模有所不同。鋼管內(nèi)填水膠比為0.16的UHSC，由于鋼管與UHSC組合后，主要由鋼管承擔(dān)拉力，UHSC中鋼纖維對該結(jié)構(gòu)提供的抗拉作用可忽略不計，因此本文UHSC未摻入鋼纖維，其配合比為：水泥859.5 kg/m3，硅灰74.1 kg/m3，不同粒徑的石英砂共1005.2 kg/m3，減水劑21.5 kg/m3，以及水178.8 kg/m3，分別制作了3個100 mm×100 mm×100 mm和6個100 mm×100 mm×300 mm的試塊，與UCFST柱一起進(jìn)行90 ℃蒸汽養(yǎng)護(hù)，測得28 d立方體抗壓強(qiáng)度以及棱柱體抗壓強(qiáng)度分別為153 MPa以及135 MPa。

表 2 鋼材試樣材性表Table 2 Material properties of steel tube

2 加載方案

2.1 加載裝置

試件采用兩端鉸支、跨中施加集中荷載的梁式加載方式。加載裝置由千斤頂、前支撐座、平面鉸、后支撐座、側(cè)向支撐、剛性夾具組成。為滿足鉸鏈軸承在較大軸向力作用下的正常使用，設(shè)計了兩個能承受200 t力的平面鉸鏈，分別用高強(qiáng)度螺栓與前后支架連接，形成一個能水平移動、單向旋轉(zhuǎn)的軸承和一個只能單向旋轉(zhuǎn)的軸承。同時設(shè)計了兩個側(cè)向支撐，與MTS加載頭端板的距離約為2 mm。為了防止MTS加載頭在加載后期偏側(cè)，在側(cè)向支撐上安裝彈簧裝置控制彈簧剛度，使MTS加載頭在加載后期受到約束，對試驗(yàn)結(jié)果影響不大?？紤]到MTS加載頭與試件的連接，設(shè)計了一種能承受100 t力的剛性夾具，以保證夾具在加載過程中不變形。試驗(yàn)加載時，軸向力由水平放置的200 t液壓千斤頂施加。試驗(yàn)過程中，采用手動控制油泵裝置，使軸向力穩(wěn)定。具體的加載裝置圖如圖1所示。

圖 1 試驗(yàn)裝置照片F(xiàn)ig.1 Loading device picture

2.2 加載制度

試驗(yàn)加載制度采用位移控制方式[18]，試件屈服前每級位移加載一圈，試件屈服后，以屈服位移的倍數(shù)為加載位移，每級位移加載3圈，加載模式如圖2所示。在正式加載前，先施加水平荷載至0.5N0，然后均勻卸載至零，以消除試件內(nèi)部不均勻性，然后將荷載分級至設(shè)計荷載N0并保持恒定，然后采用位移控制加載。屈服前，試件以1 mm倍數(shù)分階段加載，每階段位移循環(huán)一次；屈服后，采用屈服位移倍數(shù)作為控制位移，直至破壞。試件失效的判據(jù)為：在一定位移下的載荷減至最大載荷的85%，或夾具兩側(cè)鋼管開裂。由于本文采用的鋼管強(qiáng)度較高，屈服位移較大，加載階段較長，因此在試件加載過程中，將適當(dāng)調(diào)整部分位移加載級數(shù)。

圖 2 豎向位移加載模式圖Fig.2 Vertical displacement loading mode diagram

2.3 量測方案

加載過程中，主要觀察夾具兩側(cè)鋼管是否有鼓形彎曲，鋼管兩端是否屈曲。用垂直位移計測量平面鉸中心和試件兩側(cè)四分之一處的撓度；采用MTS伺服加載系統(tǒng)和置于跨中的位移計測量跨中撓度；試件的軸向位移由安裝在端板上的位移計測量；同時設(shè)置位移計測量平面鉸的垂直位移和后支撐座的位移，具體的位移計布置圖如圖3(a)所示。試件的最不利截面位于剛性夾具兩側(cè)，因此，在剛性夾具的兩側(cè)布置四個相互垂直的雙向應(yīng)變花，測量最不利截面關(guān)鍵點(diǎn)處鋼管的縱向和橫向應(yīng)變，從而判斷鋼管外緣的初始屈服點(diǎn)和試件開始產(chǎn)生相互作用的時刻，應(yīng)變片布置圖如圖3(b)所示。

圖 3 位移計和應(yīng)變片布置圖Fig.3 Layout of displacement gauge and strain gauge

3 試驗(yàn)結(jié)果與分析

3.1 破壞模式

與UCFSnT柱破壞模式[9]類似，在加載初期，鋼管表面未產(chǎn)生明顯現(xiàn)象；隨著位移增大到屈服位移前，鋼管和核心UHSC產(chǎn)生了輕微的相互錯動聲；在鋼管應(yīng)變達(dá)到屈服應(yīng)變之后，試件進(jìn)入彈塑性階段，隨著位移增大，荷載的拉壓作用，使得核心UHSC不斷被鋼管擠壓、拉扯，不斷產(chǎn)生混凝土開裂的聲音，且越接近試件最大承載力，開裂聲及次數(shù)越為頻繁；UCFShT柱與UCFSnT柱破壞模式類似，破壞時主要呈整體壓彎破壞。圖4～圖6為典型的試件破壞模式圖，從圖中可以看出，當(dāng)軸壓比較小時，由于試件最不利截面處鋼管局部被拉斷或者鋼管鼓屈太嚴(yán)重而破壞(如圖4紅圈所示)，核心混凝土開裂程度不大；而當(dāng)軸壓比較大時，破壞時最不利截面處鋼管鼓屈現(xiàn)象不明顯，主要由于核心混凝土在較大軸力作用下出現(xiàn)嚴(yán)重開裂且范圍較大使試件喪失承載力而破壞(如圖5～圖6紅圈所示)。

圖 4 HU-T6-N03Fig.4 HU-T6-N03

3.2 應(yīng)變分析

圖7為UCFST柱在加載過程中鋼管豎向荷載與縱/橫向應(yīng)變的關(guān)系，從圖7中可以看出，在加載初期，曲線隨著位移的不斷增大呈直線上升狀態(tài)，試件處于彈性階段[19]，由于Q900鋼材強(qiáng)度高，其屈服應(yīng)變可以達(dá)到4000 με及以上，因此，對比UCFSnT柱，其進(jìn)入彈塑性階段更晚；隨著位移繼續(xù)增大，縱向應(yīng)變逐漸增大，鋼管進(jìn)入彈塑性階段，相比于UCFSnT柱，UCFShT柱的彈塑性階段更長，且縱向應(yīng)變的增長是一個漸變過程，此時橫向應(yīng)變增長迅速。

3.3 荷載-位移滯回曲線

圖 5 HU-T6-N11Fig.5 HU-T6-N11

圖 6 HU-T10-N11Fig.6 HU-T10-N11

圖8為各個特征點(diǎn)的UCFST柱荷載-位移滯回曲線圖。由圖8(a)～圖8(e)可知，在保持含鋼率不變的情況下，隨著軸壓比的增大，UCFST柱的滯回面積減小，耗能降低；軸壓比較小時，后期荷載-位移曲線骨架線基本呈線性，無明顯下降。當(dāng)軸壓比較大時，滯回曲線有明顯的下降趨勢，軸壓比為0.17的試件，由于軸壓比過大，核心UHSC在豎向荷載作用下直接拉斷呈剪切開裂破壞，導(dǎo)致鋼管呈彈性失穩(wěn)破壞。由圖8(d)和圖8(f)～圖8(h)可知，在保持軸壓比不變的情況下，滯回曲線所包圍的面積隨著含鋼率的增大而增大，表明該類構(gòu)件的耗能能力不斷增強(qiáng)。對比圖8(d)和圖8(i)，NU-T6-N11在屈服后承載力下降緩慢，具有較大的變形能力，表明其在完全破壞前具有明顯的預(yù)兆，屬于延性破壞，但鋼管強(qiáng)度由Q345增大到Q900時，高強(qiáng)度鋼管具有較大的彈性變形能力，雖然峰值點(diǎn)到破壞點(diǎn)距離短，但是其可以提供更高的承載能力。由上述分析可知，軸壓比、含鋼率和鋼材強(qiáng)度對UCFShT柱件的荷載-位移滯回曲線影響較大。

由于本文所進(jìn)行的試驗(yàn)分析中，鋼管與混凝土所涉及的強(qiáng)度范圍較小，后續(xù)應(yīng)在更大參數(shù)范圍內(nèi)對其進(jìn)行性能分析，進(jìn)而結(jié)合不同參數(shù)，尋求分別以承載力和延性等為目標(biāo)指標(biāo)的最優(yōu)組合。從圖8中還可以看出，曲線滯回環(huán)都較為飽滿、無擠壓且呈紡錘形，說明UCFShT試件抗震性能較好。

3.4 荷載-位移骨架曲線和位移延性

圖 7 荷載-應(yīng)變滯回曲線圖Fig.7 Load-strain hysteretic curve

圖9和表3分別為UCFShT試件荷載-位移滯回曲線骨架曲線圖以及骨架曲線特征值表，曲線推、拉兩個方向線形不完全對稱，是因?yàn)樵囼?yàn)過程中水平軸力以及夾具扭轉(zhuǎn)產(chǎn)生的。從圖9中可以看出，試件的骨架曲線在屈服前呈直線上升趨勢；隨著跨中豎向位移的增大，試件進(jìn)入彈塑性狀態(tài)，剛度減小，曲線斜率減小。

圖 8 UCFST柱荷載-位移滯回曲線圖Fig.8 Load- displacement hysteretic curve of UCFST columns

結(jié)合圖9和表3可知，軸壓比由0.03增大到0.17時，UCFShT柱彈性段剛度由8.13減小到4.49，減小了44.77%，對比于UCFSnT柱受軸壓比影響較小的結(jié)果[9]，表明UCFShT柱彈性段剛度隨軸壓比的增大有所減小，但減小程度不大；試件峰值承載力降低了78.80%，影響較大。隨著含鋼率的增大，UCFShT柱彈性階段剛度和極限承載力都有一定的提高，含鋼率由0.142增大到0.361，彈性剛度增大了24.68%，峰值承載力提高了30.46%。同時鋼材強(qiáng)度對UCFST柱的彈性剛度和承載力影響也較大，鋼材等級由Q345提高到Q900，彈性剛度提高了39.68%，峰值承載力增大了1.25倍，且塑性階段更長更平緩，主要是因?yàn)镼900鋼強(qiáng)度遠(yuǎn)大于Q345鋼，與同一強(qiáng)度超高強(qiáng)混凝土組合后，套箍效應(yīng)增強(qiáng)，從而延長了其塑性階段。

圖10～圖11分別為軸壓比、含鋼率以及兩種鋼材強(qiáng)度等級對試件承載力[11]以及位移延性系數(shù)[17]的影響圖。結(jié)合兩圖可知，試件承載力和延性系數(shù)隨著軸壓比的增大均呈降低趨勢。但試件承載力和延性系數(shù)隨著含鋼率的增加則呈現(xiàn)增大的趨勢。在保持軸壓比為0.11和含鋼率為0.196前提下，鋼材強(qiáng)度等級由Q900降低到Q345，試件承載力下降程度較大，但其位移延性系數(shù)卻呈增長趨勢，主要是由于高強(qiáng)鋼管可以提供更強(qiáng)的彈性變形能力，使鋼管的局部屈曲變形延緩[11]，但由于本文只對比了兩種參數(shù)鋼管，后期應(yīng)對不同鋼管強(qiáng)度對試件的延性影響進(jìn)行匹配分析。

3.5 耗能能力

累積滯回耗能與等效黏滯阻尼系數(shù)he[20]是判斷結(jié)構(gòu)的耗能能力兩個主要指標(biāo)，本文將采用這兩個指標(biāo)對UCFShT柱耗能能力進(jìn)行判斷。圖12和圖13分別為UCFShT柱累積滯回耗能與位移的關(guān)系圖和等效黏性阻尼系數(shù)-位移曲線圖。從圖12中可以看出，隨著加載位移的增大，試件的累積滯回耗能和等效阻尼系數(shù)增大。隨著軸壓比的增大，相同位移的試件在加載初期的累積能耗增大，但在加載后期，累積能耗隨著軸壓比的增大而減小。對于UCFShT試件的粘滯阻尼系數(shù)，由圖13可知，隨著軸壓比的增大呈增大趨勢，這與CFST柱的研究結(jié)果不一致[21]。對于不同含鋼率試件，累積耗能隨著含鋼率增大不斷增大，但粘滯阻尼系數(shù)則增大的幅度不大。對比不同鋼強(qiáng)度試件，可以看出，在其他條件保持一致時，同一位移下，UCFShT柱累積耗能較UCFSnT柱更高，而對于試件粘滯阻尼系數(shù)而言，前者要小于后者。

圖 9 荷載-位移滯回曲線骨架曲線圖Fig.9 Skeleton curve of load-displacement hysteretic curve

表 3 荷載-位移滯回曲線骨架曲線特征值表Table 3 Characteristic values of load-displacement skeleton curve

圖 10 各參數(shù)對承載力影響圖Fig.10 Parameter influence on bearing capacity

圖 11 各參數(shù)對位移延性系數(shù)影響圖Fig.11 Parameter influence on ductility coefficient

3.6 剛度退化

UCFShT柱剛度退化采用割線剛度來進(jìn)行表示[22]，表示隨著位移的增大，UCFShT柱剛度會隨著進(jìn)入塑性階段不斷減小而發(fā)生剛度退化現(xiàn)象，如式(1)所示：

式中：Pi為同一級加載第i次峰值點(diǎn)荷載值；Xi為同一級加載第i次峰值點(diǎn)位移值。

圖14為UCFShT柱剛度退化對比圖，由圖14(a)和圖14(b)可知，剛度退化程度隨著軸壓比增大呈增大趨勢，隨著含鋼率增大呈不斷減小趨勢。由圖14(c)可知，對比兩種鋼材強(qiáng)度的試件，高強(qiáng)鋼管試件在整個加載過程中剛度退化程度大于普通鋼管試件，且剛度退化過程貫穿整個加載過程，說明其彈塑性階段較長。

3.7 強(qiáng)度退化

本文采用同級荷載退化系數(shù)λi[22]來表示UCFShT柱的強(qiáng)度退化，并采用式(2)進(jìn)行計算：

試件強(qiáng)度退化曲線對比如圖15所示，由圖15可知，對于不同的軸壓比下，試件強(qiáng)度退化隨著軸壓比和試件長度的增大，程度不斷增強(qiáng)，且軸壓比小于等于0.06的構(gòu)件，總體強(qiáng)度退化較小。對于不同含鋼率，隨著含鋼率增大，試件強(qiáng)度退化程度降低。對比兩種鋼強(qiáng)度試件發(fā)現(xiàn)，強(qiáng)度退化曲線差異較小，說明鋼材強(qiáng)度對強(qiáng)度退化影響不大。

圖 12 累積滯回耗能-位移曲線對比圖Fig.12 Comparison of cumulative hysteretic energy dissipation-displacement curve

圖 13 等效黏滯阻尼系數(shù)-位移曲線圖Fig.13 Equivalent viscous damping coefficient-displacement curve

3.8 抗彎剛度分析

圖16為典型的UCFShT柱(HU-T6-N03)彎矩-曲率滯回曲線，圖16中可以看出，在加載初期，試件處于彈性階段，剛度變化不大；隨著加載繼續(xù)，剛度不斷減小至試件達(dá)到最大彎矩Mu，即彈塑性階段，且不同于UCFSnT柱[8?9]，UCFShT柱在曲線達(dá)到最大彎矩后有一段彎矩下降階段。如文獻(xiàn)[12]所述，本文將0.6Mu的割線剛度定義為使用性能級截面抗彎剛度Kse，將文獻(xiàn)[9]以及本文試驗(yàn)得到的Kse列于表4中，其中UCFSnT試件結(jié)果來源于文獻(xiàn)[9]，UCFShT構(gòu)件結(jié)果來源于本文。

圖 14 剛度退化曲線對比圖Fig.14 Stiffness degradation curve

圖 15 強(qiáng)度退化曲線對比圖Fig.15 Strength degradation curve

圖 16 典型試件彎矩-曲率滯回曲線Fig.16 Typical moment-curvature hysteretic curve

不同規(guī)程對鋼管混凝土結(jié)構(gòu)抗彎剛度的計算方法基本采用如下式(3)的形式，不同規(guī)程對混凝土的抗彎剛度采用折減系數(shù)β進(jìn)行折減，如ACI 318-M05[23]取β值為0.2，BS5400[24]取1，AISC 360-05[25]取0.8以及EC4[26]取0.6。表4為分別采用上述規(guī)程中的計算公式對不同鋼管強(qiáng)度的UCFST柱試件抗彎剛度進(jìn)行計算，并與試驗(yàn)值進(jìn)行比較，比較結(jié)果分別如圖17(a)和圖17(b)所示。

表 4 不同規(guī)程計算抗彎剛度值與試驗(yàn)值對比表Table 4 Bending stiffness comparison between calculated results in different codes and test results

圖 17 抗彎剛度規(guī)程與試驗(yàn)對比圖Fig.17 Comparison between bending rigidity code caculated and test results

式中：Es和Ec分別為鋼管和混凝土截面面積；Is和Ic分別為鋼管和混凝土截面慣性矩。

由表4可以看出，隨著軸壓比的增大，UCFST柱抗彎剛度呈先增大后減小的趨勢，這與CFST柱[17]結(jié)果一致。隨著含鋼率的增大，截面抗彎剛度也呈增大趨勢。鋼管強(qiáng)度由Q900減小到Q345時，截面抗彎剛度減小程度較大。結(jié)合表4和圖17可知，上述所有規(guī)程對UCFST試件截面抗彎剛度計算結(jié)果都偏保守，主要是由于本文采用的組合結(jié)構(gòu)材料皆為高強(qiáng)材料，而上述規(guī)程適用范圍未將其含括進(jìn)去，因此有必要對其進(jìn)行適當(dāng)修正，以期適用于高強(qiáng)材料組合結(jié)構(gòu)抗彎剛度計算；對比四種規(guī)程，BS5400[24]計算結(jié)果相對于更接近試驗(yàn)結(jié)果，Ke的均值和標(biāo)準(zhǔn)差分別為1.171、0.130，后面依次為AISC 360-05[25]、EC4[26]和ACI 318-M05[23]。

4 結(jié)論

本文以軸壓比、含鋼率和鋼材強(qiáng)度為參數(shù)，進(jìn)行了高強(qiáng)鋼管超高強(qiáng)混凝土柱的擬靜力試驗(yàn)，并對試驗(yàn)結(jié)果進(jìn)行了分析，得到以下幾個結(jié)論：

(1)當(dāng)軸壓比較小時，試件主要是由于最不利截面處鋼管局部被拉斷或者鋼管鼓屈而破壞，核心混凝土開裂程度不大；而當(dāng)軸壓比較大時，試件則是由于核心混凝土在較大軸力作用下出現(xiàn)嚴(yán)重開裂使試件喪失承載力而破壞。

(2)試件彈性段剛度受軸壓比影響不大，受含鋼率和鋼材強(qiáng)度影響較大；極限承載力和延性受軸壓比、含鋼率和鋼材強(qiáng)度影響較大；極限承載力隨軸壓比增大有所下降，隨含鋼率和鋼材強(qiáng)度增大而增大；延性隨軸壓比和鋼材強(qiáng)度增大呈減小趨勢，隨含鋼率增大則呈增大趨勢。

(3)試件整體耗能能力隨著軸壓比增大減弱，隨著含鋼率和鋼材強(qiáng)度的增大而增強(qiáng)；強(qiáng)度和剛度退化程度隨著軸壓比的增大呈減小趨勢，隨著含鋼率增大呈真增大趨勢，剛度退化程度隨著鋼材強(qiáng)度增大呈增大趨勢，而強(qiáng)度退化程度則呈相反趨勢。

(4)試件抗彎剛度隨軸壓比增大呈先增大后減小趨勢，隨含鋼率和鋼管強(qiáng)度增大呈增大趨勢。受材料適用范圍限制，目前規(guī)程中的抗彎剛度計算方法并不適用于采用高強(qiáng)材料的組合試件，計算結(jié)果偏差較大。