潘 翔

(周口師范學院，周口466001)

1 引言

對于多、高層鋼筋混凝土框架結(jié)構，為滿足軸壓比限值的要求，往往要求柱截面足夠大，或房屋設有錯層、夾層、嵌砌于柱間的窗下墻或嵌砌于柱間的翼墻等，容易形成短柱或超短柱。震害表明，由于短柱的剛度變得很大，地震作用下將承擔更多的水平力，從而導致短柱發(fā)生剪切破壞或剪切粘結(jié)破壞的脆性破壞形式。鋼筋混凝土短柱的脆性破壞往往是造成鋼筋混凝土框架結(jié)構破壞甚至倒塌的一個重要因素，在結(jié)構設計中如何避免短柱及對短柱進行有效加強以提高其抗震性能是結(jié)構抗震設計的重要課題之一[1-2]。短柱出現(xiàn)時，可以通過多種方法和措施來提高短柱的承載力及變形能力，改善其抗震性能，從而避免發(fā)生脆性破壞，保證結(jié)構安全。許多學者對高強混凝土柱的抗震性能進行了一系列研究[3-5]，表明在高強混凝土中配置高強鋼筋做箍筋，一方面使得箍筋能對混凝土起到有效約束作用，以改善高強混凝土的脆性，提高其強度和延性，改善結(jié)構的抗震性能，另一方面還可提高鋼筋混凝土構件的受剪承載力，同時還可節(jié)約鋼材。為此，本試驗針對高強箍筋高強混凝土短柱的受剪性能，通過低周反復水平加載試驗考察高強箍筋約束高強混凝土短柱的破壞破壞過程中的應力應變的變化，以期為以后進一步研究和高強度材料的推廣應用提供依據(jù)和基礎資料。

2 試驗材料與研究方法

2.1 試驗材料

本次試驗的試件共有3組6個，截面尺寸為250 mm×250 mm，柱高為750 mm，剪跨比為λ=1.5，設計的軸壓比為0.5，試件形狀為工字形，如圖1所示。分別采用普通的HRB400級熱軋帶肋鋼筋(A-1，B-1，C-1)和高強熱處理鋼筋HTB900(A-2，B-2，C-2)，箍筋端部設 135°彎鉤，并深入核芯混凝土內(nèi)部60 mm?？v筋為8根HRB400級熱軋帶肋鋼筋。設計混凝土強度為C50，保護層厚15 mm。試件詳細信息見表1。由混凝土標準立方體試塊測得的抗壓強度平均值為59.27 MPa，由此可得混凝土軸心抗壓強度平均值為43.46 MPa。HRB400和 HTB900鋼筋經(jīng)過力學性能測試，平均抗拉強度分別為455 MPa和960 MPa。這里的軸壓比指柱的軸壓力設計值與柱的全截面面積和混凝土軸心抗壓強度設計值乘積之比值，即柱的軸心壓力設計值與柱的軸心抗壓力設計值之比值。試驗變化參數(shù)為面積配箍率、箍筋強度、箍筋直徑和箍筋間距。三組試件的面積配箍率分別為0.85%、1%和1.34%;箍筋屈服強度為400 MPa和900 MPa兩種;箍筋直徑共5 mm、6 mm、7mm和8 mm四種;箍筋間距分別為42 mm、46 mm、60 mm 和80 mm，主要為60 mm。

圖1 試件尺寸圖(單位:mm)Fig.1 Specimen size chart(Unit:mm)

表1 試件詳細參數(shù)表Table 1 Parameter Table of specimens

2.2 測試方案

加載過程中量測內(nèi)容主要包括:試件所受的水平荷載;各級荷載下柱頂?shù)乃轿灰?試件的滑移;箍筋和縱筋的應變值。在試件柱頂設置一個位移計，用來測量柱頂在水平荷載作用下的水平位移;在底座梁端部安裝一個水平位移計，以測量試件的整體水平滑移。在底座梁端部安裝一個水平位移計，以測量試件的整體水平滑移;在平行于水平加載方向的北側(cè)柱中部沿45°角方向布置2個位移計，用以測量試件開裂后的剪切變形，具體布置位置如圖2所示。為了測得箍筋應變，以便了解鋼筋應力的變化，在箍筋上沿試件高度布置4道應變片，以一定的間隔隔開，應變片粘貼位置如圖3所示。正式加載前，試件先進行物理對中和幾何對中，然后預加豎向荷載15%，校正試件和儀器儀表后卸載，隔數(shù)分鐘后，正式實施加載。首先通過豎向千斤頂施加軸向荷載到預定值，然后保持該荷載不變，由水平作動器施加往復水平荷載。水平荷載根據(jù)《建筑抗震試驗方法規(guī)程》(JGJ 101—96)[6]采用荷載與位移雙控制。試驗過程中，所有數(shù)據(jù)均通過TDS-530數(shù)據(jù)采集儀自動采集，其中水平荷載和水平位移同時傳輸?shù)絏Y函數(shù)記錄儀中，以監(jiān)測試驗過程。

圖2 位移計布置圖Fig.2 Layout of displacement meter

圖3 鋼筋應變片布置圖(單位:mm)Fig.3 Reinforced arrangement of strain gauges(Unit:mm)

3 試驗結(jié)果與分析

3.1 破壞過程及形態(tài)

各組試件的破壞形態(tài)如圖4所示，本次試驗的試件均發(fā)生了剪切粘結(jié)破壞，試件的承載力下降至極限承載力的70%以下而發(fā)生破壞。各試件的破壞過程大體相似，只是隨著箍筋間距和箍筋強度的變化而略有不同。荷載控制階段，混凝土開裂之前，試件處于彈性工作階段，其滯回曲線基本重合為一條直線;當水平荷載增加至200～250kN時，在垂直于加載方向的東、西兩側(cè)柱頂及柱底受拉區(qū)出現(xiàn)了細微的水平裂縫，在平行于加載方向的南、北兩側(cè)柱頂及柱底出現(xiàn)了細微的斜向裂縫，同時柱中部出現(xiàn)了細微的豎向裂縫;當水平荷載增加至350kN左右時，試件東、西兩側(cè)受拉區(qū)形成幾條水平通縫，并有新的水平裂縫生成，試件南、北兩側(cè)柱頂及柱底的斜向裂縫向柱中部延伸并且角度逐漸增大，同時柱中部的豎向裂縫也不斷延伸。水平荷載達到380kN左右時，部分縱筋屈服，加載改為位移控制。各試件最終破壞形態(tài)如圖4所示。

圖4 試件破壞形態(tài)Fig.4 Specimen damage pattern

構件在低周反復荷載作用下的滯回曲線是衡量其抗震性能的一個綜合表現(xiàn)，滯回曲線越飽滿，表明構件的耗能能力越強，延性越好。圖5為本試驗各個試件的實測柱頂剪力-水平位移滯回曲線。通過對比分析，發(fā)現(xiàn)無論普通強度箍筋試件還是高強箍筋試件，它們存在以下共同特點和規(guī)律:試件屈服之前，滯回曲線狹窄細長且殘余變形很小，包圍的面積較小，耗能較小，整體剛度變化不大;屈服之后，曲線開始偏向位移軸，滯回環(huán)的面積逐漸增大，耗能逐漸增加，同時每級位移循環(huán)下，后兩次的承載力和剛度均比第一次略有降低;峰值荷載之后，由于保護層開裂、剝落，試件剛度降低，承載力下降，個別試件下降的較為明顯。

比較圖中高強箍筋試件(編號DHC)與普通強度箍筋試件(編號DNC)的滯回曲線，可知:箍筋強度和配箍率均對滯回曲線有顯著的影響，相同配箍率情況下，采用高強箍筋的試件荷載循環(huán)次數(shù)明顯多于普通強度箍筋試件，滯回曲線飽滿，峰值荷載后曲線下降較為緩慢，強度衰減慢，變形能力大，且達到極限位移之后滯回曲線仍較為穩(wěn)定，承載力沒有出現(xiàn)明顯的較大幅度的下降，即仍具有一定的承載力和耗能能力;而普通箍筋試件的荷載循環(huán)次數(shù)少，強度衰減快，變形能力差，極限位移小，試件的延性和耗能能力明顯較高強箍筋試件差。因此，采用高強復合箍筋約束高強混凝土短柱，是解決高軸壓下高強混凝土短柱脆性破壞的有效措施，可提高高強混凝土短柱在地震作用下的變形能力和耗能能力。

圖5 試件的滯回曲線Fig.5 Hysteretic curves of specimens

3.2 應力-應變試驗

試驗的試件均發(fā)生了剪切粘結(jié)破壞。針對高強箍筋高強混凝土短柱的受剪性能，得到了6個試件的應力-應變曲線，對試驗數(shù)據(jù)進行了處理，表2列出了6個試件的主要試驗結(jié)果，其中，εcc表示最大應力對應的峰值應變，ε85表示應力下降到最大應力85%時對應的應變，ε50表示應力下降到最大應力50%時對應的應變。荷載-軸向變形曲線中各點的荷載值由試驗實測值測得;軸向變形為測距1275 mm的4個位移計所測變形的平均值。高強箍筋高強混凝土短柱的東南西北四個方向均貼有應變片。應力-應變曲線中的各點應力由荷載值除以各試件的換算混凝土面積得到，換算混凝土面積A0計算如式(1)所示[6]:

式中，A0為換算混凝土截面面積;Ac為試件截面面積;Es為試件中縱筋的彈性模量;Ec為素混凝土的彈性模量;As為試件截面中縱筋的配筋面積。

各點應變?yōu)闇y距1275 mm的各位移計所測得的軸向變形值除以相應的實測測距，再取平均值得到。構件的應力-應變值如表2所示。

由表2中可以看出，與普通箍筋約束柱相比，高強箍筋約束柱的試件的峰值應力得到不同程度的提高，幅度從0.4～9.6 MPa;高強箍筋約束柱的峰值應變也得到了不同程度的增加，幅度在13% ～87%之間;由最大應力對應的峰值應變、最大應力85%時對應的應變及最大應力50%時對應的應變可以看出，試件達到極限承載力前后應變發(fā)展較大。

表2 約束混凝土應力應變值Table 2 The value of stress and strain of confined concrete

3.3 普通箍筋與高強箍筋的應力分析

混凝土短柱中箍筋的應力(應變)大小非常重要，因為它說明了箍筋強度的發(fā)揮水平、箍筋的約束效率。因此，試驗中在柱子中部500 mm高度范圍內(nèi)的箍筋上粘貼了應變片。圖6為試件實測箍筋應變與試件側(cè)向位移角之間的關系曲線，圖中坐標橫軸表示試件側(cè)向位移角，縱軸表示箍筋應變，水平線代表箍筋的屈服應變，兩條豎直線分別代表構件達到極限承載力和極限變形。

圖6(a)-(f)分別對應試件 A-1、A-2、B-1、B-2、C-1、C-2受剪狀態(tài)下的應變與位移角間的關系。由圖對比可知，對于箍筋約束高強混凝土短柱，側(cè)移角為1.5%時，試件承載力接近峰值點，該過程中相應箍筋應變開始明顯增長，當試件承載力達到峰值點時，普通強度箍筋絕大部分已經(jīng)屈服，而高強箍筋的應變大部分在 0.15% ～0.4%之間，并未屈服;此后，隨著試件側(cè)移角進一步增大，箍筋應變增長迅速，當側(cè)移角達到2.5%左右時，普通強度箍筋試件由于絕大部分箍筋屈服從而達到極限狀態(tài);由于高強箍筋的強度優(yōu)勢，大部分箍筋達不到屈服，箍筋對混凝土的約束較好，可以有效防止裂縫的開展，提高了短柱的變形能力，當側(cè)移角達到3.5%左右時，試件達到極限狀態(tài);極限狀態(tài)之后，箍筋上的應變片幾乎都破壞，無法繼續(xù)測量。

由以上分析可知，采用高強箍筋約束高強混凝土可以達到比較好的約束效果，高強箍筋的強度優(yōu)勢可以保證箍筋在構件破壞之前不發(fā)生屈服，有較高的安全儲備。

3.4 縱筋的應力分析

圖7為試件部分試件實測縱筋應變與試件側(cè)向位移角之間的關系曲線。圖7(a)與圖7(b)分別為試件A-1與A-2的應變-位移角曲線。由圖可知，當試件承載力接近峰值點時，大部分縱筋的應變在1.0% ～1.5%之間，隨著試件側(cè)移角的增加，縱筋的應變逐漸增大，當試件達到極限變形時，縱筋的應變達到2.0%左右，由于試件發(fā)生的是剪切粘結(jié)破壞，所以縱筋并未屈服。對于配置有高強箍筋的試件A-2，極限變形時的側(cè)移角明顯高于配置普通箍筋的試件A-1。在配有相同縱筋的情況下，高強箍筋高強混凝土短柱的極限位移明顯大于配置普通箍筋的混凝土柱，變形能力

更強。在提高柱延性方面，箍筋的作用主要是提高抗剪能力，形成約束混凝土從而提高混凝土強度和延性，以及約束縱筋防止其壓屈失穩(wěn)[8-9]。

圖6 受剪狀態(tài)下箍筋應變圖Fig.6 Stirrup strain diagram under shear state

圖7 縱筋應變圖Fig.7 Strain diagram with longitudinal reinforcement

4 結(jié)論

(1)與普通箍筋約束柱相比，高強箍筋約束柱的試件的峰值應力和峰值應變都得到了不同程度的提高。

(2)箍筋強度和配箍率均對滯回曲線有顯著的影響，相同配箍率情況下，采用高強箍筋的試件荷載循環(huán)次數(shù)明顯多于普通強度箍筋試件，滯回曲線飽滿，峰值荷載后曲線下降較為緩慢，強度衰減慢，變形能力大。

(3)用高強箍筋約束高強混凝土可以達到比較好的約束效果，高強箍筋的強度優(yōu)勢可以保證箍筋在構件破壞之前不發(fā)生屈服，有較高的安全儲備。

[1] 史華燕，任曉崧.對鋼筋混凝土框架節(jié)點抗震設計的討論[J].結(jié)構工程師，2014，30(1):7-12.Shi Huayan，Ren Xiaosong.Discussion on seismic design of reinforced concrete frame joints[J].Structural Engineers，2014，30(1):7-12.(in Chinese)

[2] 呂西林，周德源，李思明，等.建筑結(jié)構抗震設計理論與實例[M].上海:同濟大學出版社，2011.Lu Xilin，Zhou Deyuan，Li Siming，et al.Structure seismic design theory and resistance[M].Shanghai:Tongji University Press，2011.(in Chinese)

[3] 孟春光，陸秀麗，耿耀明，等.某超高層抗震性能化設計及彈塑性時程分析[J].結(jié)構工程師，2012，28(2):74-79.Meng Chunguang，Lu Xiuli，Geng Yaoming，et al.Performance-based seismic design and dynamic elas toplastic analysis of a super high-rise building[J].Structural Engineers，2012，28(2):73-79.(in Chinese)

[4] 符佳，杜修力，張建偉.大尺寸鋼筋高強混凝土柱的軸心受壓性能[J].建筑結(jié)構，2013，43(5):77-81.Fu Jia，Du Xiuli，Zhang Jianwei.Large size reinforced high strength concrete column under axial compression[J].Building Structure，2013，43(5):77-81.(in Chinese)

[5] Budek A M，Priestley M J N，Lee C O.Seismic design of columns with high-strength wire and strand as spiral reinforcement[J].ACI Structural Journal，2002，99(5):660-670.

[6] 中國建筑科學研究院.JGJ 101—96建筑抗震試驗方法規(guī)程[S].北京:中國建筑工業(yè)出版社，1997.China Academy of Building Research.JGJ 101-96 Specification of testing methods for earthquake resistant building[S].Beijing:China Architecture and Building Press，1997.(in Chinese)

[7] 王鵬，呂西林，楊梓，等.鋼筋混凝土框架-核心筒結(jié)構模擬地震倒塌試驗研究[J].結(jié)構工程師，2014，30(1):122-129.Wang Peng，Lu Xilin，Yang Zi，et al.Shaking
Table test study of earthquake collapse of a reinforced concrete frame-core tube structure[J].Structural Engineers，2014，30(1):122-129.(in Chinese)

[8] Mo Y L，Wang S J.Seismic behavior of reinforced concrete columns[J].Magazine of Concrete Research，2000，52(6):419-432

[9] Razvi S，Saatcioglu M.Confinement Model For High-Strength Concrete[J]Journal of Structural Engneering，1999，125(3):281-289.