活性粉末混凝土連梁抗震性能試驗研究

韓旭張愛社馬士俊

(山東建筑大學(xué) 土木工程學(xué)院，山東 濟南250101)

0 引言

目前，剪力墻結(jié)構(gòu)、框架—剪力墻結(jié)構(gòu)是高層建筑中常見的結(jié)構(gòu)形式，其中剪力墻是這兩種結(jié)構(gòu)體系的主要抗側(cè)力構(gòu)件[1]。剪力墻由墻肢和連梁兩部分組成，在地震作用下，連梁要先于墻肢屈服，連梁兩端首先形成塑性鉸，從而減少了地震對墻肢的破壞，達到耗能減震的目的。

近年來，涉及新型材料及其在連梁中應(yīng)用方面的研究較為普遍。CHAALLAL等[2]將鋼纖維摻入混凝土中，制成鋼纖維混凝土，改善了混凝土的脆性，為后續(xù)的研究提供了參考。車佳玲等[3]在混凝土中加入鋼纖維可以約束混凝土裂縫的發(fā)展，提高連梁的延性，同時證明了配箍率只可在一定范圍內(nèi)改善連梁的抗震性能，當(dāng)配箍率達到一定程度后，其延性及耗能性能的提升已不再明顯。張宏戰(zhàn)等[4]研究了鋼纖維混凝土連梁，發(fā)現(xiàn)在其破壞形態(tài)多為延性彎曲破壞時，更有利于連梁發(fā)揮抗震性能。金凌志等[5]通過試驗研究了活性粉末混凝土梁的抗剪及抗彎性能，發(fā)現(xiàn)其較普通混凝土梁均有大幅度提高。趙軍等[6]得到了隨著連梁跨高比增大，其極限承載能力有所下降，而抗震性能有所提升的結(jié)果。

由上述研究可知，采用新型的混凝土材料可以改善連梁的抗震性能。混凝土中加入活性粉末可以顯著提升材料的強度，而摻入鋼纖維可以顯著提升構(gòu)件的延性[7]?；钚苑勰┗炷罵PC(Reactive Powder Concrete)是由級配良好的細沙、水泥、石英粉、硅灰、高效減水劑制成，摻入鋼纖維后提升了自身的抗拉性能[7]。選擇更高強度、韌性、耐久性的RPC材料制作的連梁在理論上是可以改善連梁的抗震性能，但目前國內(nèi)外對此暫無明確的行業(yè)規(guī)范，對于RPC連梁的研究有待進一步加強。

基于此，文章在對6根RPC連梁開展低周往復(fù)加載試驗的基礎(chǔ)上，模擬了RPC連梁在水平作用下的實際受力情形。因跨高比和配箍率對普通連梁抗震性能影響較大[8]，試驗分析了跨高比和配箍率對連梁抗震性能的影響，著重探討了RPC連梁在地震作用下的破壞機制、傳力機理、滯回性能和剛度退化等。

1 試驗概況

1.1 試驗設(shè)計

聯(lián)肢剪力墻在水平作用下所發(fā)生的變形，如圖1所示。墻肢首先發(fā)生側(cè)向變形，導(dǎo)致連梁兩端出現(xiàn)位置的錯動，連梁在變形時會受到剪力和彎矩的作用[9]。試驗設(shè)計了6根活性粉末混凝土連梁，研究了跨高比和配箍率的不同對連梁抗震性能的影響。各連梁的縱筋與腰筋均采用傳統(tǒng)配筋方式配置HRB400鋼筋[10]，采用表示。配筋數(shù)量及尺寸對比情況見表1，其中縱筋和腰筋數(shù)量為連梁截面一側(cè)的鋼筋數(shù)量，鋼纖維體積率為鋼纖維與連梁的體積比，跨高比為連梁的跨度體積l與高度h之比。所有連梁均采用熱水養(yǎng)護，即在常溫狀態(tài)下待混凝土初凝后脫模，將連梁放入恒溫?zé)崴渲?0℃高溫養(yǎng)護72 h，之后置于自然條件下常溫養(yǎng)護28 d。

試驗構(gòu)件的尺寸形狀如圖2所示，其中連梁部分用活性粉末混凝土澆筑，保持寬度b和高度h不變，通過改變跨度l的大小來控制跨高比的變化。連梁兩端分別設(shè)置端座，端座部分采用C50混凝土澆筑，養(yǎng)護條件為常溫養(yǎng)護28 d，模擬實際結(jié)構(gòu)中剪力墻的墻肢。

圖1 聯(lián)肢剪力墻變形示意圖

制作試驗構(gòu)件所采用的活性粉末混凝土使用的各種材料如下:水泥選用硅酸三鈣含量較高的42.5號普通硅酸鹽水泥；硅灰的主要成分為二氧化硅(含量＞90%)，平均粒徑為0.1μm，比表面積為20 000～25 000 m2/kg；中砂選用二氧化硅含量＞90%，粒徑為0.315～0.630 mm的石英砂；細砂選用二氧化硅含量＞90%，粒徑為0.160～0.315 mm的石砂；選用325目石英粉和FDN型高效減水劑；選用的鋼纖維密度為170 kg/m3，直徑均為0.20～0.22 mm，長度均為12～15 mm。

表1 試件尺寸配筋統(tǒng)計表

圖2 試驗試件尺寸示意圖/mm

在進行RPC連梁加載試驗的同時，對混凝土預(yù)留試塊的強度進行了測試。實測結(jié)果表明，采用熱水養(yǎng)護的3組100 mm×100 mm×100 mm的RPC試塊抗壓強度分別為117.5、105.1和107.2 MPa。實測試驗所使用3組HRB400鋼筋樣本屈服強度分別為400.0、408.2和407.4 MPa。

1.2 加載方式及測量內(nèi)容

試驗采用擬靜力加載方式，如圖3所示，使用水平作動器對試件進行低周往復(fù)加載，將試件旋轉(zhuǎn)90°放置，控制下部端座不動，通過作動器與分配剛梁移動上部端座，從而使連梁產(chǎn)生與實際地震作用下一致的剪力與彎矩。分配剛梁采用A3鋼制作，剛梁長度為1.2 m，采用箱型加勁肋截面，剛梁尺寸如圖4所示[11]。作動器采用位移控制的加載制度，每級位移循環(huán)兩次，每級位移間隔2 mm，加載工況如圖5所示。

圖3 試件加載示意圖

圖4 分配剛梁尺寸圖/mm

圖5 作動器加載工況圖

試驗采用電阻應(yīng)變片測量RPC連梁縱筋和箍筋的應(yīng)變，應(yīng)變片的粘貼位置如圖6所示，于連梁兩邊緣縱筋及右側(cè)第二條縱筋的兩端及1/2處布置應(yīng)變片，LL-1至LL-4于構(gòu)件自下往上第一排與第三排箍筋的兩端及1/2處布置應(yīng)變片，由于跨度增加，LL-5、LL-6與構(gòu)件自下往上第一排、第三排與第五排箍筋的兩端及1/2處布置應(yīng)變片。加載采用2000 kN的電液伺服作動器，可以直接輸出作動器所承受的荷載值與發(fā)生的位移值。為了減小試驗誤差，同時使用位移計置于連梁的A和B端，測量連梁上下兩端的相對水平側(cè)移。

圖6 應(yīng)變片位置示意圖

2 試驗結(jié)果與分析

2.1 破壞過程及形態(tài)

LL-1的加載過程經(jīng)歷了以下階段:作動器由0加載到Δ=±4.06mm時，連梁開始出現(xiàn)第一條裂縫，此時作動器推力讀數(shù)為200 kN；繼續(xù)加載至Δ=±9.03 mm時，裂縫逐漸延長至連梁角落，在另一面首次出現(xiàn)裂縫，作動器推力讀數(shù)為280 kN；繼續(xù)加載至Δ=±17.57 mm時，裂縫進一步加寬加深，如圖7(a)所示，作動器推力讀數(shù)為550 kN，連梁開始顯示明顯的塑性；繼續(xù)加載，試件破壞。

LL-2的加載過程經(jīng)歷了以下階段:作動器由0加載到Δ=±3.89 mm時，連梁開始出現(xiàn)第一條裂縫，此時作動器推力讀數(shù)為270 kN；繼續(xù)加載至Δ=±5.84 mm時，連梁表面出現(xiàn)了大量次生斜裂縫，此時作動器推力讀數(shù)為330 kN；繼續(xù)加載至Δ=±8.76 mm時，原有裂縫貫通并加寬加深，位移歸零后裂縫無法完全閉合，此時作動器推力讀數(shù)為370 kN，連梁的裂縫分布如圖7(b)所示；繼續(xù)加載，構(gòu)件即發(fā)生破壞。

LL-2至LL-6的破壞特征有較大的相似性，LL-3至LL-6的裂縫分布分別如圖7(c)～(f)所示，臨近破壞時，連梁表面混凝土被裂縫分割成數(shù)塊大小不均的菱形小塊，且隨加載位移的增大混凝土逐漸剝落，呈現(xiàn)連梁破壞中的“彎剪破壞”特征[12-13]，彰顯出其較LL-1稍好的延性。為了更加直觀地比較各連梁的破壞過程，將其破壞的特征點數(shù)據(jù)進行了統(tǒng)計(見表2)。由此不難看出，構(gòu)件各荷載特征點處的荷載隨著構(gòu)件跨高比的增加而出現(xiàn)上升的趨勢，但受配箍率的影響并不明顯。

圖7 試件裂縫分布圖

表2 各梁破壞特征點統(tǒng)計表

各RPC連梁在試驗加載作用下，裂縫的發(fā)育狀況和破壞形態(tài)與連梁的抗震性能關(guān)系密切，能夠直觀地反映各因素對連梁抗震性能的影響[12]。各RPC連梁均為小跨高比連梁，在裂縫發(fā)育和破壞形態(tài)上存在某種程度的一致性；但由于各連梁在跨高比及各類鋼筋配筋量上存在差異，所以在試驗中裂縫發(fā)育和破壞形態(tài)上同樣具有一定差異。

LL-1的破壞過程與LL-2至LL-6存在明顯差異，當(dāng)連梁跨高比較小(l/h≤0.8)時，連梁承受較大的剪力和較小的彎矩，剪彎比較大，由彎曲產(chǎn)生的拉裂縫數(shù)量比較少，由于剪力的作用使連梁大部分截面處在受壓狀態(tài)，斜裂縫出現(xiàn)較晚，剪力在連梁上均勻分布，內(nèi)力模型符合“斜壓桿機制”[13]，裂縫沿連梁對角線方向出現(xiàn)，但因鋼纖維的存在，出現(xiàn)斜裂縫后連梁內(nèi)力沒有突變，且未在其他位置產(chǎn)生新的裂縫。繼續(xù)增大作動器位移，連梁對角線處的數(shù)條裂縫逐漸變寬并融合在一起。連梁進入屈服階段后僅進行少量位移加載，試件就發(fā)生了突然破壞，試件中心的混凝土被壓碎，屬于連梁受剪破壞中的“斜壓破壞”[12-14]。

LL-2至LL-6的破壞具有相似的過程:由于跨高比(0.8＜l/h≤1.5)增加，導(dǎo)致連梁所受彎矩增大，連梁端部的受拉區(qū)所受拉應(yīng)力增大，產(chǎn)生了垂直于連梁跨度的受拉裂縫，隨著作動器位移的增加，彎曲裂縫逐漸發(fā)展，連梁的受壓區(qū)高度不斷減小，連梁因端部混凝土承受較大的剪應(yīng)力而破壞，屬于連梁破壞過程中的“彎剪破壞”，如圖8所示。此類連梁在彎剪耦合作用下會產(chǎn)生如下3種不同的裂縫:

(1)主斜裂縫 該裂縫最早出現(xiàn)在腹板的對角線處。主斜裂縫由主拉應(yīng)力產(chǎn)生，裂縫發(fā)展較快，在構(gòu)件臨近破壞時該裂縫會貫通連梁的整個對角線，該裂縫的寬度在所有裂縫中最明顯。

(2)次斜裂縫 在連梁的主斜裂縫產(chǎn)生后繼續(xù)加載，會在連梁兩個邊緣處產(chǎn)生與主斜裂縫不平行的次斜裂縫。次斜裂縫的寬度、長度均小于主斜裂縫。

(3)次生斜裂縫 隨著位移繼續(xù)增加，在連梁臨近破壞的階段，連梁的表面不斷出現(xiàn)大大小小的次生裂縫，該類裂縫分布較為分散，長度、寬度較小且裂縫沒有貫通。

圖8 “彎剪破壞”連梁裂縫分布圖

2.2 箍筋應(yīng)力

RPC連梁中箍筋的受力狀況受跨高比影響較大。LL-1為跨高比較小(l/h≤0.8)的構(gòu)件，僅跨中存在一條主斜裂縫，穿過該裂縫的箍筋應(yīng)變較大。LL-2至LL-6跨高比稍大(0.8＜l/h≤1.5)，裂縫數(shù)量變多且分布更均勻，穿過斜裂縫的箍筋拉應(yīng)變分布更均勻。處于彎剪受拉區(qū)的箍筋應(yīng)變大于受壓區(qū)的箍筋應(yīng)變。

各RPC連梁箍筋的應(yīng)變?nèi)鐖D9所示，觀察各連梁的箍筋應(yīng)變曲線，結(jié)合連梁破壞時的現(xiàn)象，可得到以下主要特征:

(1)各肢箍筋受力不均勻，在試驗的各階段不同構(gòu)件各肢箍筋應(yīng)變增長的幅度存在較大差異。箍筋的應(yīng)變分布狀況與箍筋所穿越混凝土的裂縫分布發(fā)育情況密切相關(guān)。由于試驗時各連梁的各類裂縫發(fā)展存在較大的離散性，使與之相交的不同箍筋、同一箍筋的不同部位發(fā)生的應(yīng)變也不均衡。穿越連梁主斜裂縫處的箍筋產(chǎn)生的應(yīng)變較大，穿越連梁小而密裂縫處的箍筋應(yīng)變較為均勻。在連梁破壞階段，較大的箍筋與混凝土的外鼓變形促使該區(qū)域的箍筋破壞。

(2)同一箍筋不同位置的應(yīng)變呈現(xiàn)不均勻的分布狀態(tài)。因連梁彎剪受拉區(qū)存在較多裂縫，穿越此處的箍筋發(fā)生了較大的應(yīng)變?？缰泄拷顑啥司幱谶B梁的彎剪受拉區(qū)內(nèi)，如圖9所示，箍筋的應(yīng)變對梁中軸線呈對稱分布。該箍筋的中部穿過了連梁的主斜裂縫，此處的應(yīng)變較大。隨著作動器位移的逐步增加，較寬裂縫處的箍筋能率先進入塑性階段。

(3)在整個試驗階段箍筋都會出現(xiàn)相對較小的應(yīng)變，只有極少數(shù)箍筋能夠達到屈服強度。

通過對比LL-4、LL-5與LL-6的試驗可以發(fā)現(xiàn)，所采用的配箍率范圍中，當(dāng)箍筋配置密集時，構(gòu)件的裂縫分布與發(fā)育較箍筋配置稀疏時更均勻，但配箍量對抗剪承載力的提高沒有明顯影響。

2.3 滯回曲線

圖9 箍筋應(yīng)變圖

各連梁的滯回曲線如圖10所示。各滯回曲線呈現(xiàn)出共同特征:連梁開裂之前處于彈性階段，位移與荷載的關(guān)系基本是線性關(guān)系。連梁出現(xiàn)裂縫后，滯回曲線斜率開始逐漸減小，說明試件進入了塑性變形階段，連梁剛度逐步下降。繼續(xù)加載至第一根縱筋屈服，之后隨著連梁位移的加大以及加載循環(huán)的增多，混凝土裂縫繼續(xù)發(fā)展，鋼筋與混凝土的應(yīng)變不斷積累，滯回曲線表現(xiàn)出了新的特征:由于連梁已經(jīng)進入了塑性階段，卸載時，滯回曲線不能回到原點，表明結(jié)構(gòu)存在較大殘余應(yīng)力，塑性變形無法恢復(fù)，滯回曲線存在明顯的“捏縮效應(yīng)”。

圖10 各連梁滯回曲線圖

由各連梁的滯回曲線對比可知，LL-1至LL-6的滯回曲線呈增大的趨勢，說明跨高比和配箍率對連梁的抗震性能均存在一定影響。試驗范圍內(nèi)，連梁的跨高比越大，連梁的延性越好，抗震性能越高；連梁的配箍率越高，連梁的延性越好，抗震性能也會越高。

綜合試驗中各連梁的滯回曲線特點，總結(jié)出連梁進入塑性階段后的典型滯回曲線:連梁在整個加卸載的過程中可分為若干個不同的受力階段，選取一個加卸載循環(huán)進行研究，如圖11所示，加載曲線為a-b-c-d，卸載曲線為d-e。連梁處于加載段a-b時，因上次卸載時連梁仍有裂縫未完全閉合，反力為0時位移沒有回到原點，此段加載過程中裂縫不斷閉合，位移恢復(fù)明顯而荷載增加有限，造成了滯回曲線斜率較小，連梁剛度較小。當(dāng)滯回曲線到達b-c段時，裂縫基本完全閉合，試件從平衡位置開始加載，荷載增加的幅度變大，曲線斜率明顯增大，連梁的剛度增大。當(dāng)曲線進入c-d段時，由于在加載循環(huán)中存在連梁剛度退化，滯回曲線的荷載沒有達到上個循環(huán)的峰值，曲線的斜率開始下降，構(gòu)件再次進入塑性階段。進入卸載階段d-e后，滯回曲線與bc段平行，斜率很大，下降速度明顯加快，連梁的可恢復(fù)變形極小。當(dāng)曲線接近e點時，滯回曲線斜率變小，連梁的剛度出現(xiàn)了大幅度下降。荷載卸載到0以后，試件仍存在著較大的殘余變形，在整個循環(huán)加載過程中，殘余變形也將會不斷積累。

圖11 連梁典型滯回曲線圖

2.4 剛度退化

試驗研究的RPC連梁跨高比均保持在0.8～1.5范圍內(nèi)，此范圍構(gòu)件的剛度退化較快。各構(gòu)件剛度退化情況可以采用割線剛度退化系數(shù)[15-16]加以衡量，由式(1)～(2)表示為

式中ni為第i倍延性倍數(shù)下連梁的剛度退化系數(shù)；Kgi為第i倍屈服位移循環(huán)荷載峰值的割線剛度，kN/mm；Ky為試件屈服時的剛度，kN/mm；±Pi為第i倍屈服位移循環(huán)正、反向荷載峰值，kN；±Δi為第i倍屈服位移循環(huán)正、反向峰點側(cè)移值，mm。

部分延性倍數(shù)下各連梁的塑性初階段剛度退化情況如圖12所示。

圖12 各連梁剛度退化曲線圖

通過對比發(fā)現(xiàn)，跨高比對連梁剛度退化的影響較大，跨高比越小的連梁，鋼筋與混凝土受力更加充分，可在較短時間內(nèi)進入塑性階段，構(gòu)件變形模量小，加速構(gòu)件變形。原因主要包括:

(1)小跨高比連梁在地震作用下主要承擔(dān)剪切變形，而所發(fā)生的彎曲變形有限，其剪切剛度隨著混凝土開裂而下降較快，彎曲剛度變化幅度不大，跨高比越小，這種現(xiàn)象越明顯。

(2)由于跨高比越小的連梁所受剪彎比比較大，試驗過程中主要受剪切變形控制，連梁的斜裂縫較為發(fā)育，因此小跨高比連梁剛度退化相對較快。

3 結(jié)論

對6根RPC連梁開展了低周往復(fù)加載試驗，通過分析跨高比和配箍特征值對RPC連梁抗震性能的影響，主要得出以下研究結(jié)論:

(1)當(dāng)RPC連梁的跨高比較小(l/h≤0.8)時，連梁通常發(fā)生剪壓破壞，破壞突然迅速，屬于典型的脆性破壞；跨高比稍大一點(0.8＜l/h≤1.5)時，連梁的開裂、屈服荷載隨著跨高比的增加而存在上升的趨勢，但受配箍率的影響并不明顯，且在破壞過程中連梁呈現(xiàn)出彎剪破壞的特征，破壞時延性較LL-1稍好，但仍屬于脆性破壞。

(2)在一定范圍內(nèi)，RPC連梁的配箍率對混凝土的裂縫發(fā)展有一定影響，配箍率的增加有助于提升構(gòu)件的抗震性能，但對抗剪承載力的提高影響不大。

(3)RPC連梁的滯回曲線在進入塑性后卸載，變形無法完全恢復(fù)，存在殘余應(yīng)力，曲線捏縮效應(yīng)較為明顯。RPC連梁存在剛度退化現(xiàn)象，剛度退化主要受跨高比影響，隨著RPC連梁跨高比的增大，其剛度退化變慢。