高轴压比高强钢筋混凝土柱斜向抗震性能研究

2020-03-04史若凡刘春阳李飞郭长群于桂欣

山东建筑大学学报 2020年1期

史若凡刘春阳李飞郭长群于桂欣

(1. 山东建筑大学土木工程学院，山东济南250101；2.建筑结构加固改造与地下空间工程教育部重点实验室，山东济南250101)

0 引言

大量建筑震害现象表明，按照抗震规范[1]“强柱弱梁”理念设计的钢筋混凝土框架结构破坏严重，破坏时没有出现梁铰而柱端出现塑性铰，大量框架柱比框架梁破坏严重[2-4]。导致这种现象的重要原因是地震作用的多维性和任意性，这在实际地震中结构平面内任意方向都有可能成为其最不利方向。随着高层建筑逐渐增多，作用到柱子上的竖向荷载也越来越大，致使高于框架结构柱轴压比限值[5]的高轴压比钢筋混凝土柱越来越多。地震时，高轴压比柱破坏会更严重，因此如何改善高轴压比钢筋混凝土柱在斜向地震作用下的抗震性能是防灾领域研究人员急需解决的问题。

众多学者对斜向地震下钢筋混凝土柱的斜向抗震性能进行了研究。李宏男等[6]指出了柱在双向荷载作用下的承载力和延性较单向荷载作用时有较大幅度下降，且构件的强度退化和刚度退化现象也更为严重。 Del Zoppo 等[7-8]通过使用特定的简化数值模型和双向压弯试验对钢筋混凝土柱进行研究，发现钢筋混凝土柱受到双向压弯作用后其变形能力会降低，且变形能力的降低程度要高于其强度的降低。张建伟等[9]开展了大尺寸HRB 600 级钢筋高强混凝土柱在工程实际轴压比条件下的研究，指出其不仅具有良好的滞回能力和耗能能力，而且小震后可恢复性能较好。李义柱等[10]对比分析了配置600 MPa 级钢筋混凝土柱和普通钢筋混凝土柱的抗震性能，认为其可有效减缓试件的累计损伤，提高试件的承载力，降低裂缝发展速度。苏俊省等[11]针对矩形截面钢筋混凝土柱进行了拟静力试验，结果表明高强纵筋和箍筋等强度代换普通钢筋时，用钢量相同时，高强钢筋可以明显提高试件的抗震能力，因此采用高强钢筋在一定程度上可以节约钢筋用量。李远瑛等[12]对高轴压比高强钢筋混凝土柱进行低周反复水平荷载试验，指出采用高强焊接箍筋和复合箍筋可以增强混凝土的约束作用，进而改善柱子的抗震性能。宋坤等[13]研究了截面角部集中配筋的钢筋混凝土柱的斜向抗震性能，指出此种加固方法提高了钢筋混凝土柱的承载力、耗能能力和变形能力。李振宝等[14]对钢板网约束下高强混凝土柱的抗震性能进行了分析，得到低轴压比下柱端外包钢板网的良好的加固效果。 Morshed等[15]研究了钢板网约束下短柱的抗震性能，其钢板网约束可以有效改善试件的延性和抗剪能力。

基于上述研究，提出了纵筋向截面角部偏移和柱端外包钢板网两种加固方案，用以改善钢筋混凝土柱在斜向地震作用下的抗震性能，并对斜向地震作用下高轴压高强钢筋混凝土柱进行低周反复加载试验，研究了高轴压比下高强钢筋混凝土柱的破坏机理，分析了两种加固方案对试件的破坏特征、滞回性能、承载力、延性及累积滞回耗能等抗震性能指标的影响，以期为上述方案应用于实际结构提供参考。

1 材料与方法

1.1 试件设计

试验共设计了3 个钢筋混凝土柱试件，轴压比均为1.0。随着高层及超高层建筑越来越多，钢筋混凝土柱的轴压比临近规范限值，但是在遭受强烈竖向地震动时，钢筋混凝土柱的轴压比非常容易超出限值。另外，随着建筑使用功能的改变，结构增层的现象也越来越多，导致柱的轴压比很高，所以将试件轴压比选为1.0。各试件的编号及设计参数见表1。所有试件采用45°斜向加载，其中LC-1 为对比试件，无外部约束；LC-2 为纵筋偏移无外部约束；LC-3为纵筋偏移外包钢板网。其中，纵筋偏移为与角部纵筋相邻的两根纵向钢筋向角部偏移3d(d为纵筋直径)。 3 个柱截面尺寸均为300 mm ×300 mm，加载点距柱底的高度为1 200 mm，剪跨比为4。混凝土保护层厚度为20 mm，混凝土强度等级为C40，立方体抗压强度为60.4 MPa，轴心抗压强度为45.3 MPa，弹性模量为3.6×104MPa。试件均采用12 根直径为16 mm 的HTRB 630 级高强纵筋，沿截面均匀分布，配筋率为2.68%。箍筋采用直径为8 mm 的HTRB 630 级箍筋，间距为50 mm，采用井字形复合箍的配箍形式，体积配箍率为1.94%。钢板网采用圆孔钢板网，其外包高度、厚度、圆孔直径和孔间距分别为300、3、5、5 mm，材料强度等级为Q235，材料屈服强度、极限强度和弹性模量分别为208、313 和1.68×105MPa。试件尺寸及截面配筋示意图如图1所示。钢筋的力学性能参数见表2。

表1 试件设计主要参数表

表2 钢筋性能表

制作试件时，首先绑扎钢筋骨架，为了试验加载时方便，将斜向加载的柱身截面与底座呈45°夹角布置，无约束的试件LC-1 在钢筋骨架绑扎完成后直接进行支模、浇筑混凝土。对于试件LC-2、LC-3，将试件截面与角筋相连的纵筋向角筋偏移，其中偏移距离为3 倍纵筋直径。对于端部采用圆孔钢板网约束的试件LC-3，将图2(a)所示的U 形卡扣套在纵筋上，穿过螺杆，拧紧螺母，使其固定在图2(b)和图3(a)中的纵筋与箍筋节点处。在钢筋骨架外侧放置钢板网，使其内表面与U 形卡扣90°弯折部分外侧贴紧，端部与柱底留5 mm 缝隙，保证钢板网在提供约束的同时不参与柱端的受力，并在局部缠绕扎丝使其固定，连接好钢板网后的钢筋骨架如图3(b)所示。再支模浇筑混凝土，浇筑完成后，钢板网外表面与柱表面齐平，以期通过这种加固措施提高对柱端混凝土的约束程度，提高柱的抗震性能。

图2 限位装置示意图

图3 试件施工图

1.2 加载方案

在建筑结构加固改造与地下空间工程教育部重点实验室进行试验。根据现场试验装置，对试件各面进行规定，以正西柱角为起点顺时针旋转试件。先施加按照轴压比设计的竖向荷载，达到预定轴力后保持恒定，随后施加水平荷载。水平荷载采用低周反复加载方式，加载过程中规定:推力对应的荷载和位移为正向，拉力对应的荷载和位移为负向。试验采用位移控制方式，每级加载位移循环两次，直至荷载下降至峰值荷载的85%或试件无法继续加载时，停止加载，试验结束。试验加载制度如图4 所示。用数据采集系统采集加载荷载与柱端加载点处位移，以其为依据绘制滞回曲线，并通过人工观察测绘裂缝，图5、6 分别为试验加载装置和各试件观测面定义图。

图4 加载制度示意图

图5 加载装置示意图

图6 试件观测面定义示意图

2 试验结果及分析

2.1 试验现象及破坏特征分析

各试件破坏特征如图7 所示。

图7 各试件最终破坏形态图

对于试件LC-1，位移为2 mm 时，在试件东面距柱底250 mm 处出现第一条水平裂缝。位移为6 mm 时，原有水平裂缝延伸，东南面出现第一条竖向裂缝，西南面出现基底裂缝。位移为15 mm 时，东北面距柱底150 mm 处出现水平贯通裂缝，试件西面角部250 mm 处出现竖向裂缝，正东角底部出现200 mm 长竖向裂缝，东南面出现斜裂缝。随着加载位移的增加，新的水平裂缝不断出现，原有裂缝逐渐加宽延伸，东西两面的水平裂缝呈水平发展趋势，且在中上部出现一些细小斜裂缝。位移为20 mm时，正西角裂缝加宽，试件东面根部出现水平裂缝。正东角底部混凝土开始脱落。东侧混凝土破坏情况比西侧更严重。位移为30 mm 时，西南面、东北面距柱底200 mm 处混凝土明显开裂。位移为40 mm时，试件东侧混凝土鼓起，听到噼啪声。此时出现多道竖向裂缝，东北面柱底箍筋露出，试件开裂严重。位移为70 mm 时，塑性铰区混凝土大面积脱落，正西角纵筋底部压弯。停止加载，试验结束，试件最终呈弯曲破坏特征。

对于试件LC-2，位移为6 mm 时，在距柱底150 mm范围内正东角出现多道水平裂缝。位移为10 mm 时，西南西北面距柱底20 mm 范围内出现较长水平裂缝，东北面出现水平贯通裂缝，东南面第一次出现竖向裂缝。位移为15 mm 时，东南面中下部出现多道竖向裂缝，东北面混凝土出现多道较宽竖向裂缝，大块混凝土有脱落的现象，西北面距柱底100 mm 处出现水平贯通裂缝。位移为20 mm 时，东北面中部混凝土外皮脱落，东南面柱中部出现多道细小竖向裂缝。位移为30 mm 时，东北柱底混凝土脱落，东南面大量密集裂缝。原有裂缝延伸，早期裂缝加宽。位移为40 mm 时，东南面出现两道水平贯通裂缝，东北面底部混凝土压碎，北侧两面混凝土比南侧两面混凝土破碎严重。位移为50 mm 时，正东角、正西角底部箍筋相继露出，钢筋屈服。位移为80 mm 时，纵筋被拉断，试件丧失承载力，试验结束，试件最终呈弯曲破坏特征。

对于试件LC-3，位移为6 mm 时，东南、东北面距钢板网240 mm 处出现两条水平裂缝，西南、西北面钢板网上部出现水平裂缝。位移为10 mm 时，东南面出现第一条竖向裂缝，西北面出现第一条竖向裂缝。位移为15 mm 时，东南面出现多道竖向裂缝；位移为20 mm 时，钢板网边缘有部分混凝土开裂，东南面混凝土少许脱落。这是因为混凝土与钢板网连接处存在应力集中，破坏现象明显。位移为25 mm 时，原有裂缝加宽，新出现的裂缝以斜裂缝为主。位移为30 mm 时，纵筋屈服，钢板网上原有混凝土部分脱落，钢板网与混凝土有分离。位移为40 mm 时，正东角混凝土脱落。位移为90 mm 时，钢筋拉断，试验结束。试验结束后，切开钢板网，发现钢板网上部包裹的混凝土脱落程度较轻，柱底混凝土部分脱落，箍筋露出，但柱身基本完好。试件最终呈弯曲破坏特征。

总体来看，各个试件最终破坏特征均为弯曲破坏。各个试件沿45°加载方向的轴线相邻两面破坏程度比较一致，东南面和东北面、西南面和西北面的破坏程度均比较对称。混凝土破坏出现在试件加载方向轴线对应的两个角部。柱端外包钢板网的试件LC-3，其破坏程度远小于LC-1 和LC-2。

2.2 滞回曲线

各试件的水平荷载—位移滞回曲线如图8 所示。滞回曲线是在循环往复荷载作用下，力和位移的关系曲线，是评估构件抗震性能的重要指标之一。加载初期，荷载和位移基本呈线性关系，滞回环面积较小，残余变形亦小。加载后期，滞回环更加饱满，累积耗能增加。

LC-2 与LC-1 相比，LC-2 滞回环的面积比没发生纵筋偏移的试件LC-1 更大，说明纵筋偏移可以改善耗能能力，尤其是负向的耗能能力。 LC-3外包钢板网后的滞回环更加饱满圆滑，中部捏拢较轻，说明外包钢板网显著提高了耗能能力。其极限位移明显增加，所经受的循环次数更多，滞回性能得到改善。 LC-3 的滞回曲线在峰值荷载点之后下降趋势比LC-2 更缓慢，说明外包钢板网加强了对混凝土的约束，进而可以降低试件的强度退化的程度。

总体来看，相比普通试件，采用纵筋偏移和柱端外包钢板网的试件其滞回曲线更为饱满，这说明纵筋偏移和柱端外包钢板网均可改善试件的滞回性能，且柱端外包钢板试件改善效果更佳。

图8 各试件水平荷载—位移滞回曲线图

2.3 承载力、延性

由于骨架曲线上没有明显开裂点，故以屈服点、峰值荷载、极限荷载作为特征点，用等能量法求屈服荷载和屈服位移。各试件的承载力及延性系数见表3。

与LC-1 相比，LC-2 屈服荷载、峰值荷载和极限荷载分别降低了7%、5%和6%。其原因是混凝土脱落较明显，钢筋混凝土柱破坏严重，钢筋和混凝土之间的粘结性较差，LC-1 存在初始损伤，导致纵筋偏移对承载力提高并不明显。与LC-1 相比，LC-2延性系数、屈服位移和极限位移分别增加了3%、8%和7.3%，说明纵筋偏移可以改善试件延性。

LC-3 与LC-2 相比，其屈服荷载、峰值荷载和极限荷载分别提高了16%、17%和17%，说明外包钢板网可以提高承载力；屈服位移、极限位移和延性系数分别增加了16%、17.5%和1%，说明柱端外包钢板网可以改善试件延性，但改善效果并不显著。

总体来看，纵筋偏移的试件LC-2 与普通配筋试件LC-1 相比，承载力小幅提升。这主要是由于试件LC-2 钢筋和混凝土之间的粘结性较差，混凝土脱落较严重，塑性铰区域较大，钢筋混凝土柱破坏严重。试件LC-3 与试件LC-2 相比，柱端外包钢板网显著提高试件LC-3 的承载力。这是因为钢板网为混凝土保护层提供了侧向约束，提高了试件内部混凝土的强度，减少了混凝土的脱落，延缓了裂缝的出现。

表3 各试件承载力及延性系数表

2.4 耗能能力

累积滞回耗能是指试件开始加载到极限位移点时滞回曲线各滞回环所包围的面积之和，累积滞回耗能越大，抗震性能越好，各试件累积耗能计算结果见表4。

表4 各试件累积耗能表

试件LC-2 的耗能能力高于LC-1 的耗能能力，提高幅度约为5%，说明纵筋偏移对柱的耗能能力有改善作用，但其提升效果并不显著。试件LC-3耗能能力高于LC-2，提高幅度为43%。这是由于外包钢板网约束减缓了试件的破坏过程，试件损伤更为严重，耗能更多，说明柱端外包钢板网可大幅度的提高对柱的耗能能力，具有更好的加固作用。

2.5 二阶效应

轴向力在结构产生侧移或扭曲变形时会引起附加作用效应，即二阶效应。定义试件所受总弯矩M＝PΔ＋FH，其中F为柱顶水平力；H为柱的计算高度。选取屈服点、峰值荷载点和极限荷载点为特征点。各试件的PΔ与FH各占总弯矩的比例如图9所示。横坐标为各特征点的水平位移，纵坐标为PΔ与FH各自占总弯矩的比例。试件在试验的往复加载过程中，随着位移增大，二阶效应弯矩所占截面总弯矩的比例增大。