鄧明科，張 敏，張陽璽，陳 森

(1. 西安建筑科技大學(xué)土木工程學(xué)院，西安 710055；2. 西安建筑科技大學(xué)結(jié)構(gòu)工程與抗震教育部重點實驗室，西安 710055；3. 上海市建工設(shè)計研究總院有限公司，上海 200235)

連梁是高層及超高層建筑結(jié)構(gòu)體系中的耗能構(gòu)件。地震作用下，連梁的延性及耐損傷能力對整體結(jié)構(gòu)的抗震性能具有重要作用。由于建筑使用功能及結(jié)構(gòu)剛度的要求，在高層及超高層結(jié)構(gòu)中多采用小跨高比連梁(跨高比不大于2.5)。強烈地震作用下，小跨高比連梁容易發(fā)生脆性剪切破壞，降低了連梁的耗能能力和整個結(jié)構(gòu)的抗震性能。為了改善鋼筋混凝土連梁的抗震性能，國內(nèi)外學(xué)者相繼提出鋼板-混凝土組合連梁[1-5]、鋼桁架-混凝土組合連梁[6]等，這些措施均可以在一定程度上提高連梁的抗震性能和抗剪能力，實現(xiàn)造簡單、施工方便，是一種綜合性能更優(yōu)的連梁連梁的屈服耗能機制。其中，鋼板-混凝土組合連梁構(gòu)形式，當(dāng)連梁跨高比較小時，混凝土自身的脆性使得鋼板與混凝土的協(xié)調(diào)變形能力較差，在混凝土開裂以后表現(xiàn)得尤為明顯。

高延性混凝土(high ductile concrete，HDC)是一種具有高韌性、高抗裂性能和高耐損傷能力的水泥基復(fù)合材料，單軸受拉時表現(xiàn)為多裂縫開展和應(yīng)變硬化特性[7]，單軸受壓時具有較高的變形能力和抗壓韌性，其峰值壓應(yīng)變可達普通混凝土的2 倍～3 倍[8]。梁興文等[9-10]進行了對角斜筋小跨高比纖維增強混凝土連梁抗震性能試驗研究，試驗結(jié)果表明：纖維增強混凝土可提高連梁的承載力、延性和耗能能力，滿足強震下的承載力和變形需求，強震后無需修復(fù)或稍加修復(fù)即可繼續(xù)使用。史慶軒等[5]進行了小跨高比鋼板-混凝土組合連梁抗震性能試驗研究，試驗結(jié)果表明：鋼板-混凝土組合連梁可提高連梁的耗能能力，但破壞時混凝土損傷、剝落嚴(yán)重，震后基本難以修復(fù)。

為了進一步提高鋼板-混凝土組合連梁的變形能力、耗能能力及耐損傷能力，減少結(jié)構(gòu)震后的修復(fù)費用。本文在課題組前期對HDC 構(gòu)件相關(guān)研究[11-14]的基礎(chǔ)上，從提高材料性能的角度出發(fā)，利用HDC 與鋼板之間良好的變形協(xié)調(diào)能力和抗剪性能，提出內(nèi)置鋼板-HDC 組合連梁，設(shè)計了2 個小跨高比內(nèi)置鋼板-HDC 組合連梁和2 個內(nèi)置鋼板-混凝土組合連梁對比試件，并通過擬靜力試驗，研究其破壞形態(tài)、滯回特性及耗能能力，為內(nèi)置鋼板-HDC 組合連梁的設(shè)計提供依據(jù)。

1 試驗概況

1.1 試件設(shè)計

試驗設(shè)計并制作了2 個內(nèi)置鋼板-HDC 組合連梁和2 個內(nèi)置鋼板-混凝土組合連梁對比試件，混凝土強度等級為C45，HDC 強度等級為D50[15]，連梁截面尺寸均為120 mm×400 mm，剪跨比為1.5 和2.5，試件編號為：DB-1.5、CB-1.5、DB-2.5、CB-2.5。4 個組合連梁內(nèi)置鋼板厚度為6 mm，高度為320 mm，配鋼率均為4.21%。各試件的設(shè)計參數(shù)見表1。

表1 試件設(shè)計參數(shù)Table 1 Parameters of specimens

為使組合連梁發(fā)生剪切破壞，需增大組合連梁的縱筋配筋率。DB-1.5 和CB-1.5 的縱向受力鋼筋為2 18，縱筋配筋率為1.12%；DB-2.5 和CB-2.5 的縱向受力筋為4 18，縱筋配筋率為2.23%。箍筋均采用2 8@150，箍筋配箍率為0.56%，腰筋均為2 10。

為保證連梁內(nèi)置的鋼板在墻肢混凝土內(nèi)形成有效的錨固，將鋼板在墻肢內(nèi)的錨固長度取為一倍梁高(400 mm)，豎向鋼筋、鋼板和底座均采用焊接。為提高鋼板與混凝土的黏結(jié)作用，沿內(nèi)置鋼板的長度方向布置兩排對拉螺栓。各試件均采用可替換式剛性底梁，并在底梁與連梁試驗區(qū)段之間設(shè)置外包鋼板HDC 過渡區(qū)域，該區(qū)域高度為200 mm，以便于試件與底梁采用螺栓連接。

1.2 材料性能

本試驗所采用的HDC 主要成分由水、水泥、粉煤灰、礦物摻合料、精細河砂、高效減水劑和聚乙烯醇(PVA)纖維組成。PVA 纖維的體積摻量為2%，其力學(xué)性能指標(biāo)見表2。

采用邊長為150 mm 的試塊測得混凝土立方體抗壓強度平均值為55.3 MPa，按 fc,m=0.76 fcu,m換算可得軸心抗壓強度為42.0 MPa；采用邊長為70.7 mm 的試塊測得HDC 立方體抗壓強度平均值為61.5 MPa，依據(jù)DBJ 61/T 112-2016《高延性混凝土應(yīng)用技術(shù)規(guī)程》[15]換算可得HDC 的軸心抗壓強度為54.1 MPa。試驗測得鋼筋和鋼板的材料力學(xué)性能見表3。

表2 PVA 纖維各項性能指標(biāo)Table 2 Performance indicators of PVA fibers

表3 鋼筋和鋼板的力學(xué)性能Table 3 Mechanical properties of reinforced bars and steel plate

本試驗采用啞鈴型試件，通過電液伺服萬能試驗機按位移控制加載(速率為0.1 mm/min)，測試了HDC 的單軸拉伸曲線，如圖2 所示?？梢?，HDC 的極限拉應(yīng)變可達到1.0%左右，具有明顯的應(yīng)變硬化效應(yīng)。

圖2 HDC 材料的單軸拉伸應(yīng)力-應(yīng)變曲線Fig. 2 Uniaxial tensile stress-strain curves of HDC

1.3 試驗加載及量測

采用低周反復(fù)荷載對連梁試件進行加載，試驗加載裝置如圖3 所示。該裝置頂部采用平行四邊形連桿機構(gòu)保證加載過程中連梁試件端部不發(fā)生轉(zhuǎn)動，只能產(chǎn)生水平和豎向位移。

圖3 試驗加載裝置Fig. 3 Test setup

依據(jù)《建筑抗震試驗規(guī)程》[16]本次試驗采用荷載-位移混合控制的加載方法。試件屈服前按荷載控制加載，每級荷載增量為40 kN；試件屈服(荷載-位移曲線出現(xiàn)明顯彎曲)后改用位移控制加載，按屈服位移的整數(shù)倍進行加載，每級荷載下循環(huán)3 次，直至試件破壞或荷載下降至最大荷載的85%以下。

試件的水平荷載通過MTS 電液伺服作動器采集，連梁的水平位移通過試件頂部的位移傳感器(LVDT)采集。在連梁的縱向鋼筋、箍筋及鋼板上粘貼電阻應(yīng)變片，以測試鋼筋及鋼板的應(yīng)變。

2 試驗結(jié)果及分析

2.1 試驗現(xiàn)象和破壞形態(tài)

2.1.1 試驗現(xiàn)象

為了便于描述，規(guī)定加載以推為正向，拉為負向。定義位移角θ 為連梁頂端水平位移與凈跨的比值，θ =Δ/ln。各試件達到峰值荷載時的裂縫分布如圖4 所示，試件最終的破壞形態(tài)如圖5所 示。

圖4 峰值荷載時各試件裂縫分布情況Fig. 4 Crack distribution of specimens at peak load

圖5 各試件破壞形態(tài)Fig. 5 Failure modes of specimens

1) 試件CB-1.5、試件CB-2.5

對于試件 CB-1.5，當(dāng)加載至-80 kN(θ=1/448)時，試件下部左側(cè)出現(xiàn)首條斜裂縫；加載至-320 kN(θ=1/86)時，試件產(chǎn)生明顯的剪切錯動，形成主斜裂縫；加載360 kN(θ=1/67)時，荷載-位移曲線明顯偏離直線，表明試件屈服，改為按位移控制加載。加載至18 mm(θ=1/33)時，試件出現(xiàn)輕微劈裂，混凝土開始酥松、剝落，并達到峰值荷載，縱筋和內(nèi)置鋼板均已屈服；加載至36 mm(θ=1/17)時，鋼板兩側(cè)混凝土大面積壓碎，并嚴(yán)重剝落，試件承載力突然降低，試驗結(jié)束。

與試件CB-1.5 相比，試件CB-2.5 的跨高比較大，破壞過程與試件CB-1.5 基本相似，其開裂荷載接近。試件CB-2.5 破壞時，混凝土與鋼筋、鋼板產(chǎn)生較大滑移，順筋劈裂現(xiàn)象較為嚴(yán)重，保護層剝落現(xiàn)象較試件CB-1.5 有所改善。

2) 試件DB-1.5、試件DB-2.5

對于試件DB-1.5，當(dāng)加載至160 kN(θ=1/163)時，下部右側(cè)出現(xiàn)首條斜裂縫；隨著荷載增大，裂縫延伸、變寬，并產(chǎn)生多條平行的細密斜裂縫；加載至360 kN(θ=1/62)時，斜裂縫繼續(xù)增多且分布細密，荷載-位移曲線明顯偏離直線，試件屈服，改為按位移控制加載。按位移加載至20 mm(θ=1/30)時，連梁中部形成主斜裂縫，裂縫寬度約為4 mm，試件達到峰值荷載，縱筋和內(nèi)置鋼板均已屈服；加載至50 mm(θ=1/12)時，斜裂縫寬度達10 mm，荷載已降至試件承載力的50%以下，此時，試件仍保持較好的完整性，未出現(xiàn)HDC 剝落現(xiàn)象。

試件DB-2.5 的跨高比較試件DB-1.5 大，兩者破壞過程基本相似。試件DB-2.5 破壞時，HDC與鋼筋、鋼板產(chǎn)生滑移，其劈裂裂縫由上至下貫穿整個試件，劈裂現(xiàn)象嚴(yán)重，但未出現(xiàn)基體材料剝落現(xiàn)象。

2.1.2 破壞形態(tài)

1) 試件CB-1.5 和試件DB-1.5 的跨高比較小，均發(fā)生了剪切破壞。試件CB-2.5 和試件DB-2.5 均發(fā)生剪切黏結(jié)破壞，其原因是試件的縱筋直徑較大，縱筋銷栓作用和內(nèi)置鋼板對連梁的受剪承載力貢獻較大，其受剪承載力未得到充分發(fā)揮。發(fā)生剪切黏結(jié)破壞的試件，其縱筋在峰值荷載時均未達到屈服。所有試件的箍筋均未達到屈服，其原因是鋼板參與的抗剪貢獻較大，削弱了箍筋的抗剪作用。試件發(fā)生剪切黏結(jié)破壞時，鋼筋與混凝土(HDC)的協(xié)同工作能力明顯降低，縱筋和箍筋的強度不能得到充分發(fā)揮。

2) 試件CB-1.5 和試件CB-2.5 在加載至峰值荷載時，連梁已出現(xiàn)嚴(yán)重損壞，試件破壞時，主斜裂縫處混凝土大面積被壓碎、脫落，帶有明顯的脆性；而試件DB-1.5 和試件DB-2.5 破壞以前均保持較好的完整性，裂縫均為細密斜裂縫，且未出現(xiàn)HDC 剝落現(xiàn)象(圖5)。這是因為HDC 中亂向分布的PVA 纖維的橋接作用，有效地限制了各受力階段試件斜裂縫的寬度。試件DB-1.5 和試件DB-2.5 在峰值點以后，承載力下降分別較試件CB-1.5 和試件CB-2.5 緩慢。由此可見，與內(nèi)置鋼板-混凝土組合連梁相比，內(nèi)置鋼板-HDC 組合連梁具有更好的耐損傷能力。

3) 為保證鋼板在墻肢內(nèi)形成有效錨固，以充分發(fā)揮鋼板的抗剪作用，取鋼板錨固長度為1.0 倍梁高。各試件與墻肢(上下約束端部)連接處均未產(chǎn)生局部轉(zhuǎn)動和拔出現(xiàn)象，說明鋼板的錨固長度滿足要求；同時也說明采用對拉螺栓有助于增強鋼板與混凝土之間協(xié)同工作能力。

2.2 滯回曲線

各試件的滯回曲線見圖6。在加載初期，由于試件所受荷載較小，試件尚未開裂，組合連梁處于彈性階段，荷載與位移基本呈線性關(guān)系，滯回環(huán)的加卸載曲線基本重合，滯回環(huán)面積很小，耗能較少。隨著荷載逐步增加，試件出現(xiàn)裂縫，隨后鋼筋和鋼板達到屈服，試件的累積損傷逐漸增加，滯回環(huán)面積逐漸增大，累積耗能因此迅速增加。超過峰值荷載以后，其累積耗能進一步增大，荷載-位移曲線斜率明顯降低，出現(xiàn)承載力退化現(xiàn)象。

圖6 各試件的滯回曲線Fig. 6 Hysteretic loops of specimens

由圖6 可知：

1) 混凝土組合連梁(試件CB-1.5 和試件CB-2.5)滯回環(huán)面積相對較小，峰值荷載后，承載力退化較明顯；而相同跨高比的HDC 組合連梁(試件DB-1.5 和試件DB-2.5)滯回環(huán)面積較大，滯回環(huán)圈數(shù)較多，峰值荷載后，承載力退化較緩慢，表明采用HDC 替換混凝土可提高組合連梁的耗能能力和延性。

2) 各試件的滯回曲線均呈反S 形，但跨高比為1.5 的試件滯回曲線更為飽滿，主要原因是跨高比較大的試件發(fā)生了剪切黏結(jié)破壞。發(fā)生剪切黏結(jié)破壞時，HDC 和混凝土與鋼筋、鋼板的滑移量較大，故試件DB-2.5 和試件CB-2.5 的滯回環(huán)“捏縮”效應(yīng)比較明顯。

2.3 骨架曲線

由滯回曲線得到各試件的骨架曲線見圖7。根據(jù)骨架曲線，采用能量等值法確定各試件的屈服位移，取試件荷載下降至峰值荷載85%對應(yīng)的位移作為極限位移。采用位移延性系數(shù)和極限位移角評價試件的塑性變形能力。此外，取本課題組前期進行的小跨高比纖維增強混凝土連梁抗震性能試驗研究[17]中的3 個跨高比為1.5 的試件做對比，分析HDC 組合連梁的性能。各試件承載力、位移及實測剪壓比 λ見表4。其中：Py為屈服荷載，Pm為峰值荷載，Pu為極限荷載；Δy、Δm、Δu分別為Py、Pm、Pu對應(yīng)的位移；θy、θm、θu分別為Py、Pm、Pu對應(yīng)的位移角。

圖7 試件骨架曲線Fig. 7 Skeleton curves of specimens

表4 主要試驗結(jié)果Table 4 Main experimental results

按λ=V/fcbh0計算各試件的設(shè)計剪壓比，以進一步分析連梁的抗剪能力。其中，V 為連梁的剪力設(shè)計值，考慮地震作用的荷載分項系數(shù)，取V=1.3Pm；fc為混凝土軸心抗壓強度設(shè)計值；b、h0分別為連梁截面的寬度和有效高度。為便于與我國規(guī)范[18]對小跨高比連梁的設(shè)計剪壓比限值進行比較，對混凝土試件，取fc=21.1 MPa；對HDC試件，取fc= 23.1 MPa。

1) 與混凝土相比，HDC 的抗拉強度較高，受拉開裂后具有應(yīng)變硬化特性。故HDC 組合連梁的屈服荷載、峰值荷載及其對應(yīng)的位移均大于混凝土組合連梁試件。

2) 跨高比為1.5 的HDC 組合連梁的極限位移角和位移延性系數(shù)較對應(yīng)的混凝土試件分別提高了44.4%和19.2%；而跨高比增大時，極限位移角僅提高了6.5%，位移延性系數(shù)反而降低，這是由于跨高比較大的連梁試件發(fā)生了剪切黏結(jié)破壞，使HDC 良好的抗剪性能未得到充分發(fā)揮。

3) 由文獻[17]可知：采用FRC 替換普通混凝土，可明顯提高連梁的塑性變形能力，極限位移角可提高16.7%～23.5%；當(dāng)跨高比為1.5 時，HDC組合連梁的極限位移角分別是文獻[17]中FRC 連梁試件CB-2、試件CB-6 和試件CB-7 的2.06 倍、1.74 倍和2.18 倍，說明HDC 與鋼板構(gòu)成的組合連梁形式，還可進一步提高FRC 連梁的塑性變形能力。

4) 內(nèi)置鋼板組合連梁試件的設(shè)計剪壓比為0.48～0.57，明顯高于GB 50010-2010《混凝土結(jié)構(gòu)設(shè)計規(guī)范》[18]對跨高比 ln/h≤2.5的連梁的設(shè)計剪壓比限值 λ0≤0.15，說明內(nèi)置鋼板組合連梁可顯著提高小跨高比連梁的剪壓比限值。

2.4 剛度退化

連梁的割線剛度按式(1)計算[16]。

式中：Ki為第i 級加載下的剛度；+Pi和-Pi分別為第i 級加載下正、反向峰值點的水平荷載值；+Δi和- Δi分別為第i 級加載下正、反向峰值點的水平荷載值對應(yīng)的位移。

圖8 為連梁試件的剛度退化曲線。由圖8 可知：

圖8 試件剛度退化曲線Fig. 8 Curves of stiffness degradation of specimens

1) 由于HDC 的彈性模量小于混凝土[19]，故混凝土組合連梁的初始剛度均大于相同條件下的HDC組合連梁，但試件開裂以后的剛度相差較小。HDC內(nèi)部的纖維橋聯(lián)作用，使其呈現(xiàn)多裂縫開展和受拉應(yīng)變硬化特性[9―10]，HDC 組合連梁的耐損傷性能得到明顯提高，故其剛度退化明顯緩慢。

2) 跨高比較大時，組合連梁的初始剛度減小，即使發(fā)生了剪切黏結(jié)破壞，試件的剛度退化曲線仍較為平緩。

2.5 耗能能力

表5 為各試件在屈服點、峰值點和極限點時的累積耗能。由表5 可知：跨高比為1.5 時，HDC有效提高了連梁試件的耐損傷性能，HDC 組合連梁的極限位移明顯大于混凝土組合連梁，故極限位移處的累積耗能較混凝土組合連梁明顯提高，提高幅度達83.5%。

表5 連梁試件的累積耗能Table 5 Energy dissipations of coupling beams

跨高比為2.5 時，試件DB-2.5 在屈服點、峰值點和極限點處的累積耗能較試件CB-2.5 分別提高了53.0%、8.7%和71.7%，說明采用HDC 替換混凝土可顯著提高發(fā)生剪切黏結(jié)破壞的連梁試件的耐損傷能力及其在破壞階段的耗能能力。

3 組合連梁受剪承載力分析

由《混凝土結(jié)構(gòu)設(shè)計規(guī)范》[18]可知，在普通梁的受剪承載力計算中，一般只考慮混凝土和箍筋的抗剪作用，在深梁的受剪承載力計算中，需考慮混凝土、水平分布鋼筋和豎向分布鋼筋的抗剪作用。小跨高比連梁屬于深梁范疇，其受剪承載力除應(yīng)考慮混凝土和箍筋的抗剪作用以外，還應(yīng)考慮縱向鋼筋的作用，其中箍筋項的抗剪與跨高比無關(guān)。根據(jù)《鋼骨混凝土結(jié)構(gòu)技術(shù)規(guī)程》[20]可知，鋼腹板抗剪貢獻與跨高比成反比。張勤[21]進行了鋼筋混凝土柱單調(diào)和反復(fù)加載試驗研究，結(jié)果表明反復(fù)荷載下柱峰值荷載的平均值約等于0.96 倍單調(diào)加載下柱峰值荷載的平均值。

根據(jù)國內(nèi)外已有的研究成果和各國規(guī)范中采用的受剪承載力計算公式，鋼板、縱筋以及箍筋對組合連梁的承載力貢獻，一般與配箍率、配筋率和配板率有關(guān)。為了使不同的試驗數(shù)據(jù)更具有可比性，將承載力公式化為無量綱形式，在回歸計算時，因變量和自變量均采用無量綱形式表示。故最終形式可以寫成為：

表6 承載力計算值與試驗值的比較Table 6 Comparison between calculated values and test values of load

續(xù)表 6

圖9 計算結(jié)果與試驗結(jié)果對比圖Fig. 9 Comparison between calculated results and test results

4 結(jié)論

通過對2 個內(nèi)置鋼板-HDC 組合連梁和2 個內(nèi)置鋼板-混凝土組合連梁抗震性能的試驗研究，可以得到以下結(jié)論：

(1) 跨高比為1.5 的試件均發(fā)生了剪切破壞，跨高比為2.5 的試件均發(fā)生了剪切黏結(jié)破壞。相對于混凝土組合連梁，無論HDC 組合連梁發(fā)生剪切破壞或剪切黏結(jié)破壞，均表現(xiàn)出具有延性的破壞形態(tài)；HDC 材料顯著提高了組合連梁的耐損傷能力，可減少或避免強震后的修復(fù)費用。在組合連梁的內(nèi)置鋼板上設(shè)置對拉螺栓，保證鋼板與HDC的協(xié)調(diào)工作性能，可供工程設(shè)計參考。

(2) 采用HDC 替換混凝土，可顯著提高組合連梁的塑性變形能力和破壞階段的耗能能力?？绺弑葹?.5 時，HDC 組合連梁的極限位移角和累積耗能較混凝土組合連梁分別提高44.4%和83.5%。跨高比為2.5 時，HDC 組合連梁發(fā)生了剪切黏結(jié)破壞時，其耗能能力仍有較大幅度提高。

(3) 根據(jù)本文試驗結(jié)果，內(nèi)置鋼板小跨高比組合連梁的設(shè)計剪壓比為0.48～0.57，明顯高于GB 50010-2010《混凝土結(jié)構(gòu)設(shè)計規(guī)范》[18]對跨高比ln/h≤2.5連梁的設(shè)計剪壓比限值0.15，說明內(nèi)置鋼板組合連梁可顯著提高小跨高比連梁的剪壓比限值，解決連梁的抗剪超筋。

(4) 基于發(fā)生剪切破壞和剪切黏結(jié)破壞的35 個組合連梁試件的試驗數(shù)據(jù)分析，建立了內(nèi)置鋼板-混凝土組合連梁的受剪承載力計算公式。其計算結(jié)果與試驗值的對比分析表明，本文提出的計算公式具有較高的精度。