不同腔體構造方鋼管高強再生混凝土軸壓性能

曹萬林 郭瑞潔 秦 嘉 王 浩 董宏英 劉亦斌

（北京工業大學城市建設學部，北京 100124）

0 引言

鋼管混凝土由于具有較高的強度、剛度及較好的延性，并且能夠充分利用鋼和混凝土的材料性能，即鋼管可以約束混凝土，混凝土可以抑制鋼管局部屈曲，被廣泛應用于現代結構，尤其是高層建筑中［1］。許多研究表明，矩（方）形鋼管更容易發生局部屈曲，導致其性能不如圓形鋼管混凝土。然而，矩（方）形鋼管混凝土由于具有較高的水平荷載抵抗力、方便梁柱節點連接、美觀性好等優點在工程實踐中得到越來越多的應用［2］。

為改善矩（方）形鋼管混凝土的性能，應采取合理的構造措施來抑制其局部屈曲。為此，國內外學者提出了許多加強措施，包括腔體內設置豎向肋板、環向肋板、拉結筋、栓釘等，并對其進行了試驗及理論研究。Tao 等［3］研究了在鋼管內壁上焊接豎向肋板對矩（方）形鋼管混凝土柱軸壓性能的影響，發現豎向肋板可以延緩鋼管的局部屈曲，顯著提高試件在軸壓荷載下的剛度和承載力，但對試件延性沒有明顯影響。Cai 等［4］研究發現水平正交拉結筋可以有效延緩軸壓荷載作用下鋼管的局部屈曲，提高鋼管對混凝土的約束。徐娜等［5］采用有限元軟件ABAQUS 分析了在鋼管壁內側設環向加勁肋和栓釘對矩形鋼管混凝土柱軸壓性能的影響，發現設環向加勁肋和栓釘可以提高矩形鋼管混凝土柱的承載能力，但栓釘對承載力的貢獻很小。

目前，國內外學者對采取不同加強措施的矩（方）形鋼管混凝土進行了大量的試驗研究，但尚缺少不同腔體構造的方鋼管高強再生混凝土與方鋼管高強普通混凝土軸壓性能的比較試驗研究。

本文針對建筑底層鋼管混凝土柱柱底區段受到基礎的強約束、鋼管混凝土柱底部區段軸壓性能試驗及理論分析不足的現狀，對方鋼管的4 種鋼管腔體構造的4 個方鋼管高強普通混凝土試件和4 個方鋼管高強再生混凝土試件進行軸壓試驗，比較分析方鋼管不同腔體構造及不同混凝土種類試件的破壞過程、荷載-位移曲線、承載力、延性、耗能能力和應變；針對考慮基礎對鋼管混凝土柱柱底區段強約束的鋼管混凝土墩狀試件受壓承載力大于相同構造的鋼管混凝土柱受壓承載力，提出承載力影響系數；建立符合構造特點的有限元模型，進行不同腔體構造參數分析，研究不同參數對試件損傷演化過程的影響。

1 試驗概況

1.1 試件設計

共設計了8 個方鋼管高強混凝土墩狀試件，設計參數為鋼管腔體構造和混凝土種類。試件鋼管腔體構造截面如圖1 所示。其中鋼管腔體構造Ⅰ為空腔體（用作對比）；鋼管腔體構造Ⅱ為內置鋼筋籠和栓釘；鋼管腔體構造Ⅲ為內置豎向肋板；鋼管腔體構造Ⅳ為內置分腔鋼板。所有試件截面邊長a=400 mm，鋼管壁厚t=10 mm，徑厚比a/t=40，滿足《鋼管混凝土結構技術規范》（GB 50936—2014）［6］中的要求。對于內置鋼筋籠和栓釘的試件，鋼筋籠由16B8 縱向鋼筋和A6@75 箍筋組成，栓釘為兩層，分別在距離柱底150 mm 和300 mm 處；對于內置豎向肋板的試件，豎向肋板在方鋼管每面沿試件高度通長設置兩個，參考文獻［2］，確定豎向肋板的寬度和厚度。豎向肋板寬度bs為29 mm，厚度ts為4 mm；肋板寬厚比bs/ts=7.25；對于內置分腔鋼板的試件，分腔鋼板將混凝土截面等分為4 部分，分腔鋼板厚度tf為5 mm。所有試件的高度均為400 mm。

圖1 不同鋼管腔體構造的試件截面：（單位：mm）Fig.1 Cross-sections of specimens with different cell details（Unit：mm）

試件主要設計參數見表1。其中，再生混凝土采用再生粗骨料混凝土，且再生粗骨料取代率γ為100%，當γ=0 時為普通混凝土。試件編號由鋼管腔體構造和混凝土種類組成，如CFST-Ⅰ-C60 表示采用鋼管腔體構造Ⅰ、C60 普通混凝土的方鋼管高強混凝土墩狀試件。

表1 試件主要設計參數Table 1 Design parameters of specimens

1.2 材料性能

試驗所用混凝土配合比見表2。水泥采用P.O.52.5普通硅酸鹽水泥，并加入粉煤灰、礦粉和減水劑等外加劑。對于高強普通混凝土和高強再生混凝土，分別實測3個同種條件養護下邊長150 mm的混凝土立方體試塊，得到立方體抗壓強度平均值分別為63.30 MPa 和62.09 MPa，彈性模量分別為35.60 GPa 和35.73 GPa。試驗所用鋼材等級為Q345，實測鋼材力學性能見表3。表中：fy為屈服強度，fu為極限抗拉強度，Es為彈性模量，δ為伸長率。

表2 混凝土配合比Table 2 Mix proportions of concrete

表3 鋼材力學性能Table 3 Mechanical properties of steel

1.3 加載裝置及測點布置

試驗在北京工業大學7 000 t 大型試驗機上進行，試驗現場及加載裝置見圖2。加載端配有球鉸支座，試件兩端分別安裝加載端板，采用力-位移聯合控制加載，首先進行預加載，確定采集系統正常工作后進行正式加載。在試件屈服之前，即荷載-位移曲線出現明顯拐點之前，采用力控制加載，每級增量為2 000 kN，持荷不少于5 min。試件屈服后，采用位移控制加載，位移控制級差為2 mm，加載速率為3 mm/min。當試件的承載力下降至極限荷載的85%或試件變形過大，即試件軸向變形達20 mm（試件總長的5%）時，停止加載［7］。

圖2 試驗現場及加載裝置Fig.2 Photograph of experimental site and test setup

在試件四面布置拉線位移計，測量試件整體的軸向變形。在試件四面中間沿高度方向均勻布置3 個橫向應變片和3 個豎向應變片，共計24 個鋼材應變片，用以監測鋼管應變發展。其中內置分腔鋼板的試件（CFST-Ⅳ-C60、CFST-Ⅳ-RC60）的應變片布置在分腔鋼板與外鋼管中間。

2 試驗結果及其分析

2.1 破壞特征

各試件的最終破壞均表現為鋼管的向外鼓曲。采用高強普通混凝土和高強再生混凝土試件的破壞形態相似，表明混凝土種類對試件破壞形態影響較小。因此，僅以方鋼管高強再生混凝土試件為例，分析不同腔體構造對試件破壞形態的影響（圖3）。與空腔體方鋼管高強再生混凝土試件［圖3（a）］相比，內置鋼筋籠和栓釘可以減輕鋼管的鼓曲程度［圖3（b）］。內置豎向肋板后，焊接豎向肋板處的鋼管鼓曲可以得到限制，但由于豎向肋板剛度較小，限制作用不顯著，但鋼管鼓曲幅度減?。蹐D3（c）］。內置分腔鋼板后，由于分腔鋼板的剛度較大，焊接分腔鋼板處鋼管鼓曲得到明顯限制，鋼管鼓曲呈兩個半波狀［圖3（d）］。同時，由于內置分腔鋼板后，鋼管對混凝土的約束作用顯著增強，鋼管鼓曲的幅度明顯減小。

圖3 試件破壞形態Fig.3 Failure modes

2.2 軸向荷載-位移曲線

實測各試件的軸向荷載-位移曲線見圖4，各試件的特征荷載及位移見表4。其中：Ny為屈服荷載，由能量等值法［8］確定；Nu為極限荷載；Nd為破壞荷載，定義為下降到85%極限荷載所對應的荷載；Δy、Δu、Δd分別為屈服位移、極限位移和破壞位移；μ為位移延性系數，μ=Δd/Δy，用來表征試件的變形能力。由于內置分腔鋼板試件（CFST-Ⅳ-C60、CFST-Ⅳ-RC60）的承載力始終沒有下降至極限荷載的85%，取位移20 mm 作為試件的破壞位移，所對應的荷載即為破壞荷載。

圖4 軸向荷載-位移曲線Fig.4 Axial load-displacement curves

表4 實測試件特征值Table 4 Measured characteristic values of specimens

分析可知：

（1）與試件CFST-Ⅰ-C60 相比，試件CFST-Ⅱ-C60、CFST-Ⅲ-C60、CFST-Ⅳ-C60 的極限承載力分別提高了6.57%、17.10%和22.76%；延性分別提高了7.11%、0.72%和186.05%；與試件CFST-Ⅰ-RC60 相比，試件CFST-Ⅱ-RC60、CFST-Ⅲ-RC60、CFST-Ⅳ-RC60 的極限承載力分別提高了5.12%、17.12%和20.94%；延性分別提高了9.23%、2.04%和191.79%。分析不同腔體構造對試件受力機理的影響：①內置鋼筋籠和栓釘，鋼筋籠在混凝土膨脹時起到約束核心混凝土的作用，栓釘可以增強鋼管與混凝土的粘結作用，進而提高鋼管對混凝土的約束作用。②豎向肋板可以對試件軸壓承載力提供直接貢獻。同時，由于豎向肋板焊接在鋼管內壁上，可以增加混凝土與鋼管的接觸面積，進而提高鋼管對混凝土的約束作用。③分腔鋼板同樣可以對試件軸壓承載力提供直接貢獻。分腔鋼板將混凝土等分為四個區域，每一區域混凝土受到的約束作用均有所增強，分腔鋼板還可以限制鋼管的屈曲。

（2）比較采用相同鋼管腔體構造的高強再生混凝土試件和高強普通混凝土試件的極限承載力及延性，可以看出：對于空腔體試件，與試件CFST-Ⅰ-C60 相比，試件CFST-Ⅰ-RC60 的極限承載力和延性分別下降了1.08%和2.58%；對于內置鋼筋籠和栓釘試件，與試件CFST-Ⅱ-C60 相比，試件CFST-Ⅱ-RC60 的極限承載力和延性分別下降了2.43%和0.65%；對于內置豎向肋板試件，與試件CFST-Ⅲ-C60 相比，試件CFST-Ⅲ-RC60 的極限承載力和延性分別下降了1.06%和1.31%；對于內置分腔鋼板試件，與試件CFST-ⅣC60 相比，試件CFST-Ⅳ-RC60 的極限承載力和延性分別下降了2.55%和0.62%。結果表明：與采用高強普通混凝土試件相比，采用高強再生混凝土試件的極限承載力和延性有所下降，但下降幅度在3%以內，說明二者軸壓性能基本相同。

2.3 耗能能力

以軸向荷載-位移曲線與橫軸包圍的面積來反映試件的累積耗能，實測各試件達到屈服荷載時的累積耗能Ey以及到達極限荷載時的累積耗能Eu見圖5。

圖5 試件累積耗能對比Fig.5 Comparison of accumulated energy dissipation

由圖5 可知，采取不同的腔體構造均可以提高試件的耗能能力。對于方鋼管高強普通混凝土試件，與試件CFST-Ⅰ-C60 相比，試件CFST-Ⅱ-C60、CFST-Ⅲ-C60、CFST-Ⅳ-C60 的Ey分別提高了11.75%、32.72% 和8.29%，Eu分別提高了0.18%、14.33%和60.46%；對于方鋼管高強再生混凝土試件，與試件CFST-Ⅰ-RC60 相比，試件CFST-Ⅱ-RC60、CFST-Ⅲ-RC60、CFST-Ⅳ-RC60 的Ey分別提高了8.39%、32.94%和9.38%，Eu分別提高了0.23%、13.89%和57.63%。結果表明：內置豎向肋板對于試件到達屈服荷載時的累積耗能提高最顯著，內置分腔鋼板對于試件到達極限荷載時累積耗能提高最顯著。此外，采用相同腔體構造、相同混凝土強度的方鋼管高強再生混凝土試件與方鋼管高強普通混凝土試件的耗能相差不大。

2.4 鋼管應變

實測各試件鋼管軸向荷載-豎向及橫向應變曲線見圖6，壓應變為負，拉應變為正。鋼管豎向應變和橫向應變分別取為試件實測四面中部豎向和橫向應變的均值，鋼管屈服應變為實測鋼管屈服強度與彈性模量的比值。分析圖6可知：

圖6 試件軸向荷載-應變曲線Fig.6 Axial load-strain curves of specimens

（1）各試件鋼管均得到了充分利用，加載至極限荷載時，各試件鋼管豎向應變均超過屈服應變。

（2）各試件鋼管橫向應變明顯小于豎向應變，除內置分腔鋼板的試件CFST-Ⅳ-C60、CFST-Ⅳ-RC60 的鋼管橫向應變超過屈服應變外，其他試件鋼管橫向應變均未達到屈服應變。

（3）相較于空腔體試件，設置腔體構造試件的豎向應變發展明顯減緩，說明內置鋼筋籠和栓釘、豎向肋板、分腔鋼板均可不同程度減緩鋼管損傷及性能退化。

3 承載力計算

由于針對鋼管混凝土柱底部區段軸壓性能試驗及理論分析文獻較少，在計算本文所研究的鋼管混凝土墩狀試件的軸壓承載力時，首先按照已有文獻所提出的計算鋼管混凝土柱軸壓承載力的方法進行計算，再基于試驗結果對其進行修正。具體計算過程如下：

基于Mander［9］提出的約束混凝土受壓本構關系［式（1）］，考慮鋼管、鋼筋籠和栓釘、豎向肋板、分腔鋼板對核心混凝土的約束，重點分析不同腔體構造作用在核心混凝土上的等效側向壓應力，來計算約束混凝土抗壓強度。將混凝土和鋼材所提供的軸壓承載力相疊加，得到不同腔體構造方鋼管高強混凝土試件軸壓承載力。

式中：fcc為約束混凝土抗壓強度；fc0為無約束混凝土抗壓強度；fl為核心混凝土等效側向壓應力。

3.1 空腔體方鋼管高強混凝土試件

根據蔡健等［10］提出的方形鋼管混凝土在軸壓下的受力機理，方形鋼管約束下核心混凝土等效側向壓應力計算公式為

式中：ke為側向有效約束系數；fl′為核心混凝土側向壓應力；fsh為方鋼管橫向拉應力；a為方鋼管邊長；t為方鋼管厚度。

在軸壓荷載作用下，鋼管的縱向壓應力和橫向拉應力滿足von Mises 屈服準則。文獻［11］表明，鋼管寬厚比W是影響方形鋼管破壞形態的主要因素。當W>0.85時，試件將發生局部屈曲破壞；當W≤0.85時，試件可以不考慮局部屈曲的影響。

式中：μ、fy、Es分別為方鋼管的泊松比、屈服強度和彈性模量；fsl為方鋼管縱向壓應力。

將混凝土和鋼管提供的軸壓承載力疊加起來，得到空腔體方鋼管高強混凝土試件軸壓承載力：

式中：As為鋼管截面面積；fcc為方鋼管約束混凝土抗壓強度；Ac為方鋼管內混凝土截面面積。

3.2 內置鋼筋籠和栓釘的方鋼管高強混凝土試件

文獻［12］研究表明，栓釘對試件軸壓承載力的貢獻很小。因此，在計算內置鋼筋籠和栓釘試件軸壓承載力時，不考慮栓釘對承載力的貢獻。由此，在空腔體方鋼管高強混凝土試件基礎上，考慮鋼筋籠對核心混凝土的約束作用，計算得到箍筋作用在核心混凝土上的等效側向壓應力：

式中：ρv為體積配箍率；fyv為箍筋屈服強度；s′為箍筋豎向凈距；ds為水平截面上箍筋中點到中心的核心尺寸；ρcc為縱向鋼筋截面配筋率。

由于箍筋內混凝土同時受箍筋和方鋼管約束，將箍筋和方鋼管作用在混凝土上等效側向壓應力進行疊加后，再采用公式（1）計算得到該區域混凝土的約束抗壓強度。

將方鋼管約束混凝土、方鋼管和箍筋復合約束混凝土、方鋼管以及縱筋提供的軸壓承載力疊加起來，得到內置鋼筋籠和栓釘的方鋼管高強混凝土試件軸壓承載力：

式中：fsl、As、fcc、Ac定義同上；Ac′為箍筋內混凝土截面面積；fcc′為箍筋和方鋼管復合約束混凝土抗壓強度；fyr為縱向鋼筋屈服強度；Ar為縱向鋼筋截面總面積。

3.3 內置豎向肋板的方鋼管高強混凝土試件

內置豎向肋板會改變方鋼管約束混凝土約束區域的劃分，如圖7 所示，需調整側向有效約束系數。對于內置豎向肋板的方鋼管高強混凝土試件，其側向有效約束系數ke，s按下式進行計算：

圖7 內置豎向肋板方鋼管高強混凝土試件截面混凝土有效約束區示意圖Fig.7 Schematic diagram of effectively confined area of CFST with built-in vertical stiffeners

式中，si為第i個相鄰豎向肋板或豎向鋼管和外鋼管之間的凈距。

根據調整后的側向有效約束系數，計算得到內置豎向肋板的方鋼管高強混凝土試件內約束混凝土的抗壓強度fcc，s。將約束混凝土、方鋼管、豎向肋板提供的軸壓承載力疊加起來，得到內置豎向肋板的方鋼管高強混凝土試件軸壓承載力：

式中：fsl、As、Ac定義同上；fcc，s為內置豎向肋板的方鋼管高強混凝土試件內約束混凝土抗壓強度；fys為豎向肋板屈服強度；Ass為豎向肋板截面總面積。

3.4 內置分腔鋼板的方鋼管高強混凝土試件

內置分腔鋼板后，試件截面被分為四個腔體，如圖8（a）所示?？紤]內置分腔鋼板受到混凝土的約束，其屈曲比外鋼管小，導致受分腔鋼板約束混凝土的弱約束區域減小，但其邊界難以確定。同時，內置分腔鋼板對相鄰兩個腔體均有約束作用，其分布比例也難以確定。因此，為簡化計算，文獻［13］提出了分離模型，即將多腔體鋼管混凝土分離為幾個單腔體鋼管混凝土［圖8（b）］。對于分離后的單腔體鋼管混凝土，其分腔鋼板厚度保持不變，有效強約束區與弱約束區邊界仍按方鋼管約束混凝土進行劃分。

圖8 內置分腔鋼板方鋼管高強混凝土試件截面混凝土有效約束區示意圖Fig.8 Schematic diagram of effectively confined area of CFST with built-in cavity steel plates

由于四個腔體截面相同，以一個腔體為例，核心混凝土等效側向壓應力計算公式為

式中：fsh、t定義同上；fsh，f為分腔鋼板橫向拉應力，fsh，f=-0.21fyf；fyf為分腔鋼板屈服強度；tf為分腔鋼板厚度；af為單腔體截面邊長，af=（a+tf）/2。

將式（12）代入式（1）即可得到內置分腔鋼板的方鋼管高強混凝土試件內部約束混凝土的抗壓強度fcc，f。

將約束混凝土、方鋼管、分腔鋼板提供的軸壓承載力疊加起來，得到內置分腔鋼板的方鋼管高強混凝土試件軸壓承載力：

式中：fsl、As、Ac定義同上；fcc，f為內置分腔鋼板方鋼管高強混凝土試件內約束混凝土抗壓強度；fsf，l為分腔鋼板縱向壓應力，fsf，l=0.89fyf；Asf為分腔鋼板截面總面積。

按照計算鋼管混凝土柱軸壓承載力的計算方法計算得到的各試件軸壓承載力Nc與試驗實測軸壓承載力Nt對比結果見表5。由對比結果可知，試驗值均大于計算值，試驗值與計算值比值的平均值為1.124。這是由于本試驗為研究基礎強約束鋼管混凝土柱柱底區段的軸壓性能，所設計的墩狀試件兩端在試驗過程中受到加載裝置的強約束作用，導致其軸壓承載力大于普通鋼管混凝土柱的軸壓承載力。

表5 承載力計算值與試驗值比較Table 5 Comparison of calculated and test values of bearing capacity

由此，提出承載力影響系數來對計算結果進行修正，承載力影響系數取為不同鋼管腔體構造墩狀試件試驗實測軸壓承載力與按照鋼管混凝土柱計算方法計算所得軸壓承載力比值的平均值，即1.124。因此，墩狀試件承載力可由柱狀試件承載力乘以承載力影響系數得到。針對實際工程中底層鋼管混凝土柱柱底區段，僅柱底受到基礎強約束，不同于試驗中墩狀試件兩端均受到強約束作用，近似取為試驗承載力影響系數的一半，即受到基礎強約束底層鋼管混凝土柱柱底區段的承載力影響系數為1.062。

4 有限元分析

4.1 有限元模型的建立與驗證

采用ABAQUS 提供的八節點減縮積分實體單元C3D8R 模擬混凝土和方鋼管；由于豎向肋板和分腔鋼板厚度較小，采用四節點減縮積分殼單元S4R對其進行模擬；采用三維桁架單元T3D2模擬鋼筋籠，包括縱筋和箍筋。模型中各部件之間的接觸分別設置為：混凝土與方鋼管之間，法向采用硬接觸，切向采用罰摩擦，摩擦系數取0.25［14］；豎向肋板和分腔鋼板與方鋼管之間采用綁定接觸，豎向肋板、分腔鋼板和鋼筋籠均內置于混凝土之中。為模擬本試驗中墩狀試件兩端受到的強約束作用，在方鋼管高強混凝土試件模型兩端分別設置剛性墊板，剛性墊板與上下端面均采用綁定接觸。

有限元模型中鋼材采用理想彈塑性模型，彈性模量取實測值，泊松比取0.3。采用ABAQUS中的塑性損傷模型對混凝土進行模擬，剪脹角、流動勢偏移量、雙軸受壓與單軸受壓極限強度比、不變量應力比等塑性參數均根據文獻［15］取值。

關于混凝土本構關系的確定。對于普通混凝土，由于受到方鋼管的約束作用，其受壓應力-應變關系采用韓林海［16］提出的方鋼管約束混凝土受壓本構曲線；受拉應力-應變關系采用GB 50010—2010［17］中的混凝土受拉本構曲線。

對于再生混凝土，肖建莊［18］研究發現再生混凝土峰值應變較普通混凝土增大。采用公式（14）首先計算出無約束再生混凝土的峰值應變，再采用方鋼管約束混凝土受壓本構曲線計算得到約束再生混凝土的應力應變關系。

式中：εc為普通混凝土峰值應變；r為再生粗骨料取代率;為再生混凝土峰值應變。圖9 顯示了有限元計算所得的方鋼管高強再生混凝土試件破壞時鋼管及內部腔體構造的Mises 應力云圖與混凝土等效塑性應變云圖?？梢钥闯?，有限元模擬結果與試驗現象相一致。如圖10 所示，有限元模擬得到的軸壓荷載-位移曲線與試驗實測曲線符合較好，有限元模擬所得承載力與實測承載力比值的平均值為1.039，說明該模型可較好地預測方鋼管高強混凝土試件的軸壓性能。

圖9 試件破壞時鋼管及腔體構造Mises應力云圖及混凝土等效塑性應變云圖Fig.9 Mises stress cloud of steel tube and cavity details and PEEQ cloud of concrete at damage point

圖10 有限元與試驗軸向荷載-位移曲線的比較Fig.10 Comparison between FE and test axial load-displacement curves

4.2 參數分析

本文對三種腔體構造（內置鋼筋籠和栓釘、內置豎向肋板及內置分腔鋼板）方鋼管高強再生混凝土試件，分別選取體積配箍率、豎向肋板配鋼率和分腔鋼板配鋼率進行有限元參數分析。

4.2.1 體積配箍率（ρv）

通過改變箍筋間距，研究體積配箍率對方鋼管高強再生混凝土試件軸壓性能的影響。箍筋間距分別為50 mm、75 mm、100 mm 和150 mm 時，對應體積配箍率分別為1.31%、0.93%、0.74% 和0.56%。圖11（a）和（b）顯示了不同體積配箍率試件的軸向荷載-位移曲線、軸壓承載力和延性。隨著體積配箍率由0.56%增加到0.74%、0.93%和1.31%，試件的軸壓承載力分別提高了1.34%、3.38%和5.16%，延性分別提高了5.18%、36.00%和77.93%。這說明隨著體積配箍率的提高，試件的軸壓承載力和延性均提高，且延性提高得更顯著。

圖11 體積配箍率對試件軸壓性能的影響Fig.11 Effect of volumetric stirrup ratio on the axial compressive performance of specimens

4.2.2 豎向肋板配鋼率（ρs）

保持豎向肋板的寬度和厚度不變，通過改變豎向肋板的數量，研究豎向肋板配鋼率對方鋼管高強再生混凝土試件軸壓性能的影響。豎向肋板在方鋼管每邊分別等間距設置1 個、2 個、3 個和4個，對應豎向肋板含鋼率分別為0.32%、0.65%、0.97%和1.30%。圖12（a）和（b）顯示了不同豎向肋板配鋼率試件的軸向荷載-位移曲線、軸壓承載力和延性。隨著豎向肋板配鋼率由0.32%增加到0.65%、0.97%和1.30%，試件的軸壓承載力分別提高了5.05%、7.54%和12.08%，延性分別提高了1.80%、4.46%和6.23%。這說明隨著豎向肋板配鋼率的提高，試件的軸壓承載力和延性均提高，豎向肋板對軸壓承載力提高更顯著。

圖12 豎向肋板配鋼率對試件軸壓性能的影響Fig.12 Effect of steel ratio of vertical stiffeners on the axial compressive performance of specimens

4.2.3 分腔鋼板配鋼率（ρf）

通過改變分腔鋼板的厚度，研究分腔鋼板配鋼率對方鋼管高強再生混凝土試件軸壓性能的影響。分腔鋼板厚度分別為3 mm、5 mm、8 mm 及10 mm，對應分腔鋼板含鋼率分別為1.60%、2.68%、4.35%和5.48%。圖13（a）和（b）顯示了不同分腔鋼板配鋼率試件的軸向荷載-位移曲線及軸壓承載力。隨著分腔鋼板配鋼率由1.60%增加到2.68%、4.35%和5.48%，試件的軸壓承載力提高了7.01%、15.65%和21.98%。由于內置分腔鋼板試件的軸向荷載-位移曲線沒有下降段，此處不分析延性，但可以看出，隨著分腔鋼板配鋼率的增大，試件的變形能力提高。這說明隨著分腔鋼板配鋼率的提高，試件的軸壓承載力和延性均顯著提高。

圖13 分腔鋼板配鋼率對試件軸壓性能的影響Fig.13 Effect of steel ratio of cavity steel plates on the axial compressive performance of specimens

5 結論

（1）試驗結果表明，所有方鋼管高強混凝土墩狀試件的破壞均表現為鋼管向外鼓曲。采用高強再生混凝土或高強普通混凝土對試件破壞形態影響很小。與空腔體方鋼管高強混凝土試件相比，內置鋼筋籠和栓釘、豎向肋板均可以減輕鋼管的鼓曲；內置分腔鋼板后，鋼管鼓曲呈兩個半波狀且鼓曲幅度顯著減小。

（2）比較不同腔體構造對方鋼管高強混凝土試件軸壓性能的影響，發現內置鋼筋籠和栓釘后，試件的軸壓承載力和延性均提高，延性提高更顯著；內置豎向肋板可顯著提高試件軸壓承載力，但對試件延性提高較少；內置分腔鋼板對試件軸壓承載力和延性均有顯著提高作用。對比采用相同腔體構造措施、相同混凝土強度等級的方鋼管高強再生混凝土試件和方鋼管高強普通混凝土試件，發現二者的軸壓性能接近。

（3）考慮基礎對底層鋼管混凝土柱柱底區段強約束的鋼管混凝土墩狀試件受壓承載力大于相同構造的鋼管混凝土柱受壓承載力，由此提出了承載力影響系數，墩狀試件承載力為柱狀試件承載力乘以承載力影響系數。根據試驗及計算結果，本試驗中兩端均受到強約束的墩狀試件承載力影響系數為1.124，近似得到受基礎強約束的底層鋼管混凝土柱柱底區段承載力影響系數為1.062。

（4）建立方鋼管高強混凝土墩狀試件有限元模型，有限元模擬損傷形態和分析結果與試驗結果符合較好。參數分析表明：隨著體積配箍率、豎向肋板配鋼率和分腔鋼板配鋼率的提高，試件的軸壓承載力和延性均提高。