cfrp約束鋼筋混凝土方柱單軸受壓試驗研究

cfrp約束鋼筋混凝土方柱單軸受壓試驗研究

0約束性能的應用fpr（freiben）柱的壓載性能研究了國內(nèi)外[1、2、3、4、5、6、7、8、9、10]等多個模型，但大部分用于柱，方柱的研究不夠充分。有以下問題：1.主要研究是frp限制素混凝土柱，沒有考慮縱向變形和脊柱衰減對壓力適應模型的影響；2.試驗對象主要為frp限制小尺寸的方柱，但未考慮尺寸效應的影響。只有在實際結(jié)構(gòu)中，才能驗證大尺寸柱的適應性。現(xiàn)有的主要力適應性模型大多是無弱化部分的強強制性模型和弱限制模型，關于它們之間的平均約束模型很少?，F(xiàn)有的研究主要是為了不損害，但在實際工程中，大多數(shù)加固柱存在一定的橫向變形和損傷。上述問題近年來在國際上引起一些學者的關注。Harajli基于箍筋與FRP側(cè)向約束的疊加,提出了適用于FRP約束鋼筋混凝土圓柱和矩形柱的分段式本構(gòu)模型,但模型主要針對強約束情況且對箍筋的作用考慮過于簡單;Eid等采用塑性理論方法建立了FRP和箍筋雙重約束混凝土圓柱的應力-應變分析模型,將應力-應變曲線分為四段,只適用于強約束情況且形式過于復雜,無法直接用于設計;Turgay等進行了20個邊長200mm的CFRP約束鋼筋混凝土方柱軸壓試驗,發(fā)現(xiàn)箍筋對柱的延性有明顯影響,但建立模型時卻并未考慮箍筋的影響;AlperLlki等進行了68個中等比例CFRP約束鋼筋混凝土圓柱、方柱和矩形柱的試驗,探討了包裹層數(shù)與方式、混凝土強度、倒角半徑、加載方式的影響,提出了適用于強約束并考慮箍筋影響的極限應力、應變計算式,但并未提出完整的應力-應變關系模型;潘毅、曹雙寅等對不同負載水平下CFRP約束素混凝土方柱的破壞特征和力學性能進行了試驗研究,發(fā)現(xiàn)對名義負載水平低于0.6的試件,預載對應力-應變曲線的影響不大,基于試驗結(jié)果提出了考慮負載影響的CFRP約束素混凝土方柱的強約束應力-應變關系模型。為進一步深入研究縱筋、箍筋、CFRP包裹層數(shù)、尺寸效應及預設損傷對CFRP約束鋼筋混凝土方柱應力-應變關系的影響,本文開展了大尺寸CFRP約束鋼筋混凝土方柱模型的單軸受壓試驗,建立了碳纖維中等約束鋼筋混凝土方柱的應力-應變模型。1試驗總結(jié)1.1鋼筋與碳纖維材料的實測力學性能共設計了22個試件,S1系列為14個邊長305mm、高915mm的試件,碳纖維分別包裹0～3層;S2系列為8個邊長204mm、高612mm的試件,碳纖維包裹0～2層?；炷翀A柱體(直徑152mm,高305mm)實測抗壓強度為25.5MPa,彈性模量為2.3×104MPa?？v筋采用HRB335級鋼筋,縱筋配筋率為1.46%,箍筋采用HPB235級鋼筋,體積配箍率分別為0、0.5%和1.0%。為保證破壞出現(xiàn)在柱中位置,上下柱端采取箍筋加密并多包裹一層CFRP的措施,試件尺寸及配筋如圖1所示。鋼筋與碳纖維材料的實測力學性能見表1,具體試件參數(shù)見表2?？紤]了兩種預設損傷,損傷應力分別為鋼筋混凝土柱峰值應力的40%(D1)和80%(D2),在兩種應力水平下反復加卸載5次,使殘余應變基本達到穩(wěn)定,然后再包裹CFRP進行單軸受壓試驗。1.2位移測量方案加載設備為500t壓力機,試件縱向位移采用布置于截面中間的4個LVDT測量,標距為柱中間三分之一高度,箍筋和CFRP應變量測方案如圖2所示。2試驗結(jié)果與分析2.1cfrp對約束混凝土試件的作用特性試件最終破壞均表現(xiàn)為柱標距范圍內(nèi)倒角附近區(qū)域的CFRP被拉斷,破壞模式如圖3所示。對于CFRP約束素混凝土試件(圖3a),破壞時表現(xiàn)出明顯的脆性,柱中區(qū)域CFRP幾乎被同時拉斷,試件迅速喪失承載力;而對于包裹相同層數(shù)的CFRP約束鋼筋混凝土試件(圖3b),則表現(xiàn)出一定的延性特征,隨荷載增加,CFRP被逐步拉斷,直至擴展到柱中間較大區(qū)域后試件才最終喪失承載力。剝掉CFRP后發(fā)現(xiàn),對約束素混凝柱,試件表面出現(xiàn)交叉斜裂縫,中間部位混凝土呈錐形(圖3c);對約束鋼筋混凝土柱,混凝土膨脹變形明顯,箍筋向外彎曲,縱筋受壓屈曲成燈籠狀(圖3d)。2.2包裹層數(shù)對cfrp下降溫的影響所有試件的應力-應變曲線如圖4所示,峰值點和極限點對應的應力、應變及CFRP拉應變等主要試驗結(jié)果見表2。這里峰值點和極限點的定義為:對弱約束和中等約束,峰值點對應于最大應力點,強約束時峰值點為初始曲線段和上升段的交點;極限點對應CFRP開始拉斷的時刻,各點位置如圖4a,4e所示。由圖4可知:①隨CFRP包裹層數(shù)的增加,峰值點應力稍有提高,柱的延性有明顯改善,極限點應變顯著增大,下降段趨于平緩;②試驗得到的應力-應變曲線多為峰值點后存在軟化段,屬中等約束情況,由試件S1H0L2、S1H1L2及S1H2L2的比較可知,CFRP約束鋼筋混凝土柱的延性更好,極限點應變更大;③預設損傷對各特征點應力、應變及應力-應變曲線的形狀影響不大,由試件S1H1L2、S1H1L2D1及S1H1L2D2等的比較可知,損傷水平較大時峰值點應力及極限點應變稍有降低,這與文獻的結(jié)果一致;④由表2中實測的CFRP橫向斷裂應變可知,其平均值約為CFRP材性試驗所測極限拉應變的60%,這與文獻、、建議的CFRP斷裂應變基本一致。2.3約束混凝土柱的載荷縱筋可承擔部分軸力,因而對峰值點應力有一定幅度提高,箍筋的約束作用對柱的峰值點應力和延性均有影響。為了探討縱筋與箍筋各自對應力-應變曲線的影響,根據(jù)實測縱筋的應力-應變關系,扣除縱筋承擔的軸力,并將扣除縱筋影響后的應力-應變曲線與CFRP約束素混凝土柱的曲線進行比較,如圖5所示。由圖5可以看出,CFRP約束鋼筋混凝土柱扣除縱筋承擔軸力后的峰值點應力與約束素混凝土柱的峰值點應力接近,說明縱筋的作用是提高了約束方柱的軸壓承載力,其影響幅度約為13%左右。需要指出,試件S1H1L1混凝土澆筑存在缺陷,導致其峰值點應力比約束素混凝土試件S1H0L1低。由扣除縱筋作用影響后的應力-應變關系曲線的比較,可以看出箍筋的影響:當CFRP包裹層數(shù)較少時,箍筋對應力-應變曲線有明顯影響,有箍筋時柱的延性得到明顯改善,隨配箍率增加,峰值點后應力-應變曲線更加平緩,且極限點應變也有較大提高。當CFRP包裹層數(shù)較多時,箍筋對極限點應變的提高幅度更大。CFRP包裹2層的試件S1H1L2、S1H2L2與S1H0L2相比,極限應變分別提高了28.1%和18.8%;試件S2H1L2、S2H2L2與S2H0L2相比,極限點應變分別提高了56.9%和85.0%。說明箍筋對極限點應變及應力-應變曲線的形狀有很大影響,在方柱強約束及中等約束應力-應變模型中均不應忽略箍筋的作用。部分試件箍筋與CFRP橫向應變的比較如圖6所示。由圖中可知,箍筋的應變發(fā)展和CFRP的應變發(fā)展基本一致,箍筋屈服時刻大致對應試件達到應力峰值點,所量測的箍筋最大應變達到0.835%,此時箍筋已進入強化階段。2.4荷載在柱內(nèi),所有部位的應變發(fā)生明顯的cfrp拉應變已拉斷部分試件加載過程中CFRP的橫向應變分布如圖7所示。由圖中可以看出:在加載初期,當柱的橫向變形較小時,CFRP的橫向應變分布較均勻且相差不大;隨著荷載的增加,柱橫向變形開始明顯增長,各位置的應變出現(xiàn)了明顯差異,截面中間位置的應變增長大于倒角處;在加載后期,倒角附近的CFRP拉應變開始快速增加,CFRP最終被拉斷的位置多出現(xiàn)在倒角附近區(qū)域。由于鋼筋的存在,CFRP約束鋼筋混凝土方柱在軸向荷載作用下的橫向變形更加均勻,由表2可知,CFRP約束有箍筋試件的碳纖維斷裂應變較CFRP約束素混凝土柱的更大。2.5關于cfrp約束的分析Xiao、LamandTeng、ACI440.2R-08等基于FRP約束素混凝土柱的研究結(jié)果,以FRP的橫向約束應力fl與未約束混凝土峰值應力fc0的比值,即約束比fl/fc0作為界定FRP約束混凝土強弱約束的指標,其中ACI440.2R-08以fl/fc0=0.08作為強、弱約束的界限。首先按ACI440.2R-08的規(guī)定對本文各試件的約束比fl/fc0進行計算。S1系列柱包裹1、2、3層時約束比分別為:0.077、0.155、0.232,S2系列柱包裹1、2層時約束比分別為:0.116、0.231。若按文獻的強弱約束界定標準,除S1系列包裹1層時為弱約束,其余均應為無軟化段的強約束;但試驗結(jié)果表明,只有S2系列柱包裹2層時才表現(xiàn)為強約束,其他試件則表現(xiàn)為中等約束或弱約束。此外,按已有FRP約束素混凝土本構(gòu)模型,若FRP的約束比相同,則得到的應力-應變關系曲線也應相同。如試件S1H1L3和S2H1L2,截面尺寸分別為305mm和204mm,計算的約束比為0.223和0.222,按理其應力-應變曲線應該相似,但試驗結(jié)果表明兩者完全不同,前者為帶有軟化段的中等約束,而后者為無軟化段的強約束,說明構(gòu)件的尺寸對其本構(gòu)關系影響很大,已有基于FRP約束比的強、弱約束界定標準對大尺寸試件將不再適用。上述現(xiàn)象主要由兩方面原因造成:首先,已有研究多為FRP約束素混凝土柱,約束比僅考慮了FRP提供的橫向約束,而未考慮箍筋的約束作用;其次,大、小尺寸柱應力-應變關系的差異說明兩者約束比是不同的,已有約束比的計算無法反映截面尺寸的影響,本文認為只有當試件的橫向約束比與柱抗壓剛度之比相等時才能得到基本一致的應力-應變曲線,由于抗壓剛度與截面面積有關,實質(zhì)上反映了尺寸效應的影響。借鑒Harajli、ACI440.2R-08及Sheikh關于FRP、箍筋側(cè)向約束的計算方法,本文提出了CFRP約束鋼筋混凝土方柱修正約束比的計算式:Cd=κa(fls+flf)/fc0(1)κa=(100/B)2(2)fls=keskvρstfyt/2(3)flf=kefρfffrp/2(4)Cd=κa(fls+flf)/fc0(1)κa=(100/B)2(2)fls=keskvρstfyt/2(3)flf=kefρfffrp/2(4)式中:Cd為本文修正后的約束比;κa為尺寸效應影響系數(shù),以邊長100mm標準棱柱體作為考慮尺寸效應影響的基準試件,對任意截面的方柱,κa取為被約束試件截面面積與標準棱柱體面積之比,按式(2)計算,B為方柱截面邊長,mm;fls和flf分別為箍筋和CFRP的約束強度,按式(3)、(4)計算;fyt和ffrp分別為箍筋屈服強度和CFRP抗拉強度;ρst和ρf=4tn/B分別為體積配箍率和CFRP體積含纖率;t為CFRP單層厚度;n為CFRP包裹層數(shù);kv為箍筋沿柱軸向的有效約束系數(shù);kes和kef分別為箍筋和CFRP的橫向有效約束系數(shù),其計算式為:kes=[1-∑(w2xi+w2yi)/(6xy)]/(1-ρcc)(5)kv=[1-s′/(2x)][1-s′/(2y)]/(1-ρcc)(6)kef=[1-(W2x+W2y)/(3bh)-ρs]/(1-ρs)(7)式中:wxi、wyi分別為沿柱截面高度及寬度的縱筋凈距;x、y分別為柱截面兩個方向的核心區(qū)長度;ρcc、ρs分別為箍筋約束核心區(qū)和柱全截面的縱筋配筋率;s′為箍筋凈間距;Wx、Wy分別為柱截面兩個方向邊長減掉倒角半徑R;各參數(shù)含意如圖8所示。采用本文計算式及原有僅考慮FRP約束作用的約束比公式,分別計算各試件的約束比如表3所示?？梢钥闯?邊長為305mm的S1H1L3、S1H2L3與邊長為204mm的S2H1L2、S2H2L2四個試件按原有方法計算的約束比基本相等,但試驗中大尺寸試件為存在軟化段的中等約束,而小尺寸試件表現(xiàn)為強約束;表中修正式的計算結(jié)果分別為3.72%、4.15%、7.98%、8.80%,大尺寸試件與小尺寸試件修正后的約束比相差約1.1倍,較好地解釋了大尺寸試件由于實際約束比較小、表現(xiàn)為中等約束,而小尺寸試件約束比較大、表現(xiàn)為強約束的試驗現(xiàn)象,如圖9所示。對S1H2L3和S2H1L1兩個試件,其截面尺寸、配箍率及CFRP包裹層數(shù)均不同,已有模型的約束比分別為0.232和0.116,兩者應力-應變曲線應有很大不同,但由圖10中兩者試驗曲線的比較可知,其應力-應變曲線很接近,修正后約束比的計算結(jié)果為4.15%和4.19%,與試驗現(xiàn)象吻合,進一步驗證了本文所提修正約束比模型的正確性。根據(jù)本文修正約束比計算結(jié)果及各試件的應力-應變曲線,建議CFRP約束鋼筋混凝土方柱強、中等及弱約束的界定標準為:Cd≤1.8%時為弱約束,Cd≥7.5%時為強約束,1.8%<Cd<7.5%為中等約束。3-電壓適應模型3.1應力-應變本構(gòu)方程的構(gòu)建本文試驗結(jié)果表明,截面尺寸較大的方柱難以實現(xiàn)強約束,CFRP主要起到改善柱延性的作用。實際工程抗震中加固非延性鋼筋混凝土框架時,主要目標是保證結(jié)構(gòu)具有足夠的延性,出于經(jīng)濟性和施工復雜程度的考慮,CFRP包裹層數(shù)不會很多,方柱的倒角半徑也不可能過大,故大多為中等約束情況,而目前CFRP中等約束方柱的應力-應變模型還少見報導,根據(jù)本文試驗得到的典型應力-應變曲線如圖11所示?？梢钥闯?中等約束下的應力-應變曲線可分為三段,即曲線上升段、峰值點后的曲線下降段和轉(zhuǎn)折點后的水平段。參考過鎮(zhèn)海提出的箍筋約束鋼筋混凝土方柱應力-應變擬合方程形式,提出了三段式應力-應變曲線的表達式如下:{y=Ax+(3-2A)x2+(A-2)x3(x≤1.0)y=x/[α(x-1)2+x](1.0≤x≤xct)y=yct(xct≤x≤xcu)(8)式中:y=σc/fcc、yct=fct/fcc、x=εc/εpc、xct=εct/εpc、xcu=εcu/εpc;σc、εc為約束混凝土軸向應力和應變;fcc、εpc為約束柱峰值點應力和應變;fct、εct為轉(zhuǎn)折點應力和應變;εcu為極限點應變;A為上升段曲線控制參數(shù);α為下降段控制參數(shù)。由邊界條件,ε=0時dσc/dε=Ec,可得:A=Ec/Epc(9)式中,E0=4730√fc0為混凝土初始彈性模量;fc0為未約束混凝土峰值應力,MPa;Epc=fcc/εpc為峰值點割線模量。由試驗結(jié)果可知,下降段控制參數(shù)α與橫向約束程度有關,基于中等約束試驗曲線及修正的約束比,對試驗曲線的α和Cd進行回歸分析,本文提出曲線下降段控制參數(shù)α的表達式為:α=1-1.75C0.22d(1.8%<Cd<7.5%)(10)3.2計算結(jié)果比較基于本文試驗結(jié)果的回歸分析,提出CFRP中等約束鋼筋混凝土方柱峰值點應力、應變的計算式:fcc=fc0(1+0.5λt+0.85λl+0.35λf)(11)εpc=εc0(1+2.5λt+2.0λf)(12)λt=ρstfyt/fc0(13)λl=ρsfy/fc0(14)λf=kefρfffrp/fc0(15)式中,εc0為未約束混凝土峰值應變(0.002),其它參數(shù)意義同前。計算結(jié)果與試驗結(jié)果的比較見表4。由表中可以看出兩者吻合較好,大部分試件峰值點應力的預測誤差僅為1%左右,而最大誤差也小于10%;對峰值點應變的計算結(jié)果除S2H1L1誤差較大之外,其余誤差均小于12%。3.3轉(zhuǎn)角應力及下降段由圖11可知,轉(zhuǎn)折點為曲線下降段和水平直線段的交點,故其應力和應變與峰值點應力及下降段控制參數(shù)有關,基于各試件試驗曲線的峰值應力和下降段參數(shù)的回歸分析,得到轉(zhuǎn)折點應力的計算式:fct=fcc(1-0.55α)(16)將轉(zhuǎn)折點應力代入下降段曲線方程即可得到轉(zhuǎn)折點應變εct。3.4cfrp約束鋼筋混凝土方柱極限點應變計算式對中等約束,轉(zhuǎn)折點后應力-應變曲線近似為直線,故極限點應力等于轉(zhuǎn)折點應力。約束混凝土的極限點應變與受到的橫向約束作用密切