配置CRB600H箍筋的混凝土框架梁抗震抗剪試驗研究

劉佳妮 朱愛萍 翟 文 付瑞佳

(1.山地城鎮建設與新技術教育部重點實驗室，重慶大學，重慶 400045;2.中國建筑科學研究院有限公司，北京 100013;3.重慶大學土木工程學院，重慶 400045;4.安陽合力創科冶金新技術股份有限公司，河南安陽 455000)

地震作用時，若結構還沒有達到所允許的層間側移限值時構件發生剪切破壞，則該構件的變形能力就不能滿足結構對構件的變形需求，故要求構件滿足的抗震抗剪承載力是具有一定變形能力的抗剪承載力。孫治國等通過6個高強箍筋混凝土柱的低周往復加載試驗［1］，指出按照 GB 50010—2010《混凝土結構設計規范》［2］計算式得出的抗震抗剪承載力，對發生彎剪破壞的試件偏于不安全，對部分剪切破壞的試件偏于保守。戎賢等對7個高強箍筋混凝土橋墩進行了抗震性能試驗，指出配置高強鋼筋橋墩的破壞形態與普通配筋橋墩一致，剪跨比較小的橋墩變形能力有限，呈彎剪破壞形態［3］。Yoshizawa等進行了20個高強箍筋梁的低周往復加載試驗，指出配箍特征值和箍筋直徑相同時，箍筋間距較小的兩肢箍試件較間距較大的四肢箍試件約束效果好［4］。我國 CECS 356∶2013《高強箍筋混凝土結構技術規程》［5］給出了考慮極限位移角的抗震抗剪承載力計算式，指出構件的抗震抗剪承載力隨極限位移角的增大而減小。對高強箍筋的應力發揮水平，靜力加載試驗結果表明，高強箍筋能夠達到屈服，充分發揮作用［6-8］;低周往復加載試驗結果表明，在達到抗剪承載力峰值時，高強箍筋應力為箍筋屈服強度的35% ～50%［9］。

目前，對反復荷載作用下配置高強箍筋框架梁的抗剪試驗研究偏少，特別是對滿足一定變形能力時高強箍筋梁的箍筋應力發揮水平及抗震抗剪性能有必要進行更深入的研究。

本研究通過8個配置CRB600H高強箍筋梁試件的低周往復加載試驗，研究高強箍筋梁的破壞形態、滯回性能、抗剪承載力、變形能力、高強箍筋的應力發揮水平，以及箍筋形式和含箍特征值對抗震抗剪性能的影響。

圖1 試件幾何尺寸及配筋Fig.1 Dimensions and reinforcement of specimens

1 試驗概況

1.1 試件設計

試件的幾何尺寸及配筋如圖1所示，主要參數見表1。試件的破壞模式設計為縱筋先屈服，梁端達到一定變形能力后發生剪切破壞。試件B1-2、B2-3的截面尺寸為250 mm×500 mm，其余試件截面尺寸為300 mm×500 mm;依據各試件的剪跨比2.0，2.5 和 3.0，將試件分為 B1、B2 和 B3 三個組。梁采用HRB500縱筋，并在梁腹兩側各配置114的腰筋。箍筋采用CRB600H鋼筋，考慮3種箍筋形式，如圖1d所示，保護層厚度為20 mm。為檢驗試件抗剪承載力與GB 50010—2010抗震抗剪承載力計算式的適用性，各試件含箍特征值(ρsvfyv/fc，其中ρsv為箍筋面積配筋率，fyv為箍筋的抗拉強度設計值，fc為混凝土軸心抗壓強度設計值)的變化范圍為0.047 ～0.183。

1.2 材性試驗

每個試件在澆筑混凝土時，制作3個邊長為150 mm的混凝土立方體試塊，與試件同條件養護。試件加載當天，對試塊進行抗壓強度試驗，混凝土抗壓實測強度見表2。鋼筋材性試驗時，CRB600H鋼筋直徑有8，10，12 mm三種，每種直徑取6根標準試樣，HRB500鋼筋取3根直徑25 mm標準試樣，按照GB/T 228.1—2010《金屬材料拉伸試驗 第 1部分：室 溫 試 驗 方 法 》［10］，對 CRB600H 鋼 筋 和HRB500鋼筋進行拉伸試驗。分別取其平均值作為材料力學性能指標，實測強度值見表3。經對比CRB600H各直徑鋼筋應力-應變曲線可知，3種直徑鋼筋的應力-應變曲線形狀極為相似，僅給出直徑8 mm鋼筋的應力-應變曲線，如圖2所示。由圖2和表3可知：CRB600H鋼筋應力-應變曲線過屈服點后無明顯強化段，極限強度與屈服強度極為接近，即 fu/fy=1.0～1.1;且最大力下伸長率比 HRB500小很多，但比冷軋帶肋鋼筋的性能有明顯改善。

表2 混凝土材料力學性能Table 2 Mechanical properties of concrete

表3 鋼筋材料力學性能Table 3 Mechanical properties of steel rebars

圖2 CRB600H鋼筋應力-應變曲線Fig.2 Stress-strain curves of CRB600H rebar

1.3 試驗加載

本次為框架梁端抗震抗剪性能試驗，試驗梁安裝于水平放置的加載平衡框內，裝置如圖3所示。采用懸臂式加載，試件上端沿水平方向施加低周往復荷載，按位移控制加載。水平位移加載分為兩個階段：第一階段的加載位移角為1/1 800、1/900，每級循環一次;第二階段的加載位移角為上級位移角的 1.25 ～1.5 倍［11］，初始加載階段取倍數的較小值，后期取倍數的較大值，即位移角依次為1/600、1/400、1/300、1/200、1/150、1/100、1/80、1/60、1/40、1/30、1/25，每級位移角循環兩次。當試件的承載力下降至峰值承載力的85%時，認為試件失效，實際加載至峰值承載力的50%時，停止試驗。

圖3 試驗加載裝置Fig.3 Test loading set-up

1.4 試驗量測內容

試驗過程中，量測試件頂端加載點的水平荷載、水平位移及試件縱筋、箍筋應變。縱筋應變測點布置在梁端角部的4根縱筋上，位于靠近試件根部的第一個或第一、二個箍筋間距內;箍筋應變片測點布置于試件加載端與底座間的各排箍筋的各箍肢上。

為有效量測試件加載中期、后期的箍筋應變，在每個傳統布置的箍筋應變片上綁扎聚氯乙烯(PVC)軟管(圖4)，以防止加載過程中受損混凝土碎塊對其造成的損壞。為對比這一措施的有效性，其中試件B1-1、B1-2的箍筋應變片上未綁扎PVC軟管。

圖4 綁扎軟管的箍筋應變片Fig.4 Strain gauge of stirrup with flexible pipe

2 試驗結果及分析

2.1 試驗現象和破壞形態

各試件的破壞模式均為縱筋首先屈服，而后梁端發生剪切破壞。試驗結束后，檢查箍筋未發現拉斷或彎鉤打開現象，各試件的破壞形態如圖5所示。各組試件的破壞過程描述如下：

1)B2組和B3組的試件，在水平位移加載的第一階段，當水平荷載為70～160 kN時，梁內產生橫向彎曲裂縫。隨著加載位移角的增大，絕大多數彎曲裂縫逐漸發展成為彎剪斜裂縫。試件的縱筋配筋率較大，使得試件的受力類似于“I”形截面梁，試件中間部分產生了腹剪斜裂縫。同時，沿縱筋方向也產生了部分黏結裂縫。加載至承載力峰值Pu時，正反向斜裂縫交叉分布，裂縫寬度達到 0.95～1.80 mm不等。試件承載力下降至0.85Pu時，各試件的損傷形態如圖5c—圖5h所示。可以看出：試件正反向混凝土受壓區有局部壓碎剝落現象，正反向各出現了1～2條較寬的臨界剪切斜裂縫，呈“X”形交叉形態，正向加載斜裂縫向試件根部距離混凝土受壓區邊緣50～100 mm處延伸(試件B3-2向受壓區邊緣延伸)，反向斜裂縫向受壓區邊緣延伸，正向加載剪切破壞裂縫與試件縱軸的夾角大于反向剪切破壞裂縫的夾角。

2)B1組試件，破壞過程與B2組和B3組的試件類似，破壞形態如圖5a、圖5b所示。由于試件的剪跨比較小，其不同點為加載初期未產生橫向的彎曲裂縫;加載過程中，由于縱筋配筋率減小，未產生腹剪斜裂縫，正反向斜裂縫均向試件根部混凝土受壓區邊緣處延伸。試件B1-2達到承載力峰值Pu后，承載力迅速降至0.85Pu以下，其極限變形能力有限。

圖5 各試件的破壞形態Fig.5 Failure modes of specimens

2.2 滯回曲線

圖6 為各試件的水平荷載(剪力)P與加載點水平位移Δ的滯回曲線，曲線中標有“△”符號處為試件縱筋首次受拉屈服的位置，“×”符號處為正、反向加載的峰值位置。

由圖6可以看出：

1)各試件出現明顯的“捏攏”效應，是典型的剪切破壞特征。各加載級的第二循環峰值荷載小于第一循環，其差值隨加載位移角的增大而增大。

2)除了試件B1-2的縱筋在達到承載力峰值時屈服外，其余試件的縱筋屈服均發生在承載力峰值之前。

由此可見，各試件均發生了縱筋屈服后的剪切破壞，其承載力退化隨著加載位移角的增大而增大。

2.3 骨架曲線特征值及變形能力

各試件的剪壓比P/(fcbh0)-位移角θ骨架曲線如圖7所示。各試件特征點的荷載、變形能力試驗結果如表4所示。將骨架曲線中承載力下降至峰值承載力85%時的狀態定為極限狀態［12］，相應的位移角定為極限位移角。

由圖7和表4可以看出：

1)試件B2-3正向峰值狀態與極限狀態相差2個加載級，反向相差1個加載級，其余試件均僅差0～1個加載級。

圖6 試件的荷載-位移滯回曲線Fig.6 Load-displacement hysteretic loops of specimens

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

2)各試件正向峰值剪壓比在 0.113～0.212之間，反向峰值剪壓比在0.086～0.179之間。對稱配筋的試件B1-1其正反向承載力基本相等，其余非對稱配筋的試件，當正向加載配筋比反向加載配筋大時，其正向承載力比反向承載力提高6%～32%。含箍特征值組中，含箍特征值較高的試件B2-2正、反向加載峰值剪壓比比試件 B2-1的分別高13%和18%。箍筋形式組中，四肢箍試件B3-1骨架曲線的正向高于兩肢箍試件B3-2的，其峰值剪壓比比試件 B3-2的高1%;試件 B3-1骨架曲線的反向低于試件B3-2的，其峰值剪壓比比試件B3-2的低9%。

3)各試件的正向極限位移角均在1/80～1/35之間，均值為1/45，反向極限位移角在1/63～1/37之間，均值為1/47。含箍特征值組中，含箍特征值較高的試件 B2-2正、反向極限位移角比試件B2-1的分別高40%和32%。箍筋形式組中，四肢箍試件B3-1的正、反向極限位移角較兩肢箍試件B3-2的高3%和5%，二者相差不大。

由此可見，取正反向峰值剪壓比和極限位移角的較小值，各試件的峰值剪壓比在0.086～0.172之間，極限位移角在1/80～1/37之間;提高試件的含箍特征值可提高試件的抗剪承載力和變形能力;箍筋形式對試件的抗剪承載力與變形能力影響不大。

表4 骨架曲線特征值及變形能力Table 4 Values of characteristic points on skeleton curves and deformation capacity

2.4 峰值狀態箍筋應變

各試件在正反向峰值狀態箍筋應變隨梁縱軸的變化如圖8所示，其中：εs為各排箍筋應變的最大值，為CRB600H三種直徑箍筋屈服應變的平均值，取=3.085 × 10－3。

圖8 峰值狀態箍筋應變Fig.8 Stirrup strains at peak load

由圖8可以看出：

1)多數試件箍筋應變隨梁縱軸的變化呈現出兩端小，中間大的現象。其原因是試件在臨近或達到剪切破壞時，正、反向加載形成的腹剪斜裂縫在試件中部交叉分布，該區域中部混凝土的斜裂縫較寬，混凝土損傷較嚴重，導致箍筋的應變較大。

2)試件B1-1正向峰值狀態有4排箍筋達到屈服，反向峰值狀態箍筋未能屈服，其中箍筋應變較大的兩排與屈服應變相差6%和17%，接近屈服;其余試件在正反向峰值狀態下，箍筋均能屈服。

3)含箍特征值組中，正向峰值狀態時，含箍特征值較大的試件B2-2箍筋屈服的排數與試件B2-1的相當;反向峰值狀態時，試件B2-2的箍筋應變小于試件B2-1的。箍筋形式組中，正反向峰值狀態四肢箍試件B3-1各排箍筋應變均大于兩肢箍試件B3-2的。

由此可見：在剪壓比 0.086 ～0.172、極限位移角1/80～1/37、箍筋直徑8～12 mm時，反復荷載作用下CRB600H高強箍筋能夠達到其實際屈服強度，約為585 MPa;試件 B2-2正向峰值時，位移迅速增加，混凝土破碎嚴重，反向加載時混凝土軟化，試件承載力下降，故試件B2-2反向峰值狀態的箍筋應變小于試件B2-1的;含箍特征值和箍筋間距相同的兩肢箍試件B3-2相當于四肢箍試件B3-1每兩肢箍筋取平均值，故試件B3-2的箍筋應變小于試件B3-1。

2.5 耗能能力

等效黏滯阻尼比heq采用下式計算得到：

式中：S1為滯回環包圍的面積;S2為滯回曲線原點、加載級正反向峰值點和峰值點在水平軸的投影點構成的兩個直角三角形的面積之和。含箍特征值組和箍筋形式組各加載級第一循環的等效黏滯阻尼比與加載位移角的關系曲線如圖9所示。

圖9 試件的等效黏滯阻尼比Fig.9 Equivalent viscous damping ratio of specimens

由圖9可以看出：

1)在加載位移角1/40之前，含箍特征值較大的試件B2-2的heq值小于含箍特征值較小的試件B2-1的，1/40之后，試件B2-2的heq值大于試件B2-1的。

2)在加載位移角達到1/100之前，四肢箍試件B3-1與兩肢箍試件 B3-2的 heq值相差不大，1/100之后，試件 B3-1的 heq值大于試件 B3-2的，并隨著位移角的增大，差別逐漸增大。

由此可見：在含箍特征值較小的試件B2-1破壞(極限位移角1/50)之前，其耗能能力均大于試件B2-2，故含箍特征值較小的試件耗能能力更強;大約在四肢箍試件B3-1縱筋屈服(位移角1/150)后，其耗能能力大于兩肢箍試件B3-2，故配箍數量和箍筋間距相同時，箍筋肢數更多的試件耗能能力更強。

2.6 抗震抗剪承載力計算

為進一步研究配置高強箍筋梁的抗震抗剪承載力，共收集了43個高強箍筋梁發生剪切破壞或彎剪破壞的試驗數據［4，13-16］，其極限位移角在 0.013 ～0.089之間，其中極限位移角小于0.02的試驗數據7個，在 0.02～0.04之間的試驗數據 16個，大于0.04的試驗數據20個。試件的剪跨比在 1.91～4.71之間，箍筋屈服強度在487～876 MPa之間，混凝土強度在 24.5 ～77.6 MPa之間。

GB 50010—2010［2］給出了考慮地震組合時集中荷載作用下框架梁的抗震抗剪承載力計算公式：

式中：Vu為抗震抗剪承載力計算值;h0為截面有效高度;fyv為箍筋實際發揮應力強度，由于部分文獻中未給出試件在峰值狀態下的箍筋應變，此處當高強箍筋屈服強度大于585 MPa時，取585 MPa，小于585 MPa時，取箍筋屈服強度實測值;Asv為各肢箍筋截面面積之和;s為箍筋間距。按照GB 50010—2010［2］計算的抗震抗剪承載力與試驗數據的對比如圖10所示。可以看出：總體上，高強箍筋梁試件的試驗值 Pu小于按照 GB 50010—2010［2］的計算結果 Vu，二者之比為 0.50 ～1.38，平均值為 0.93;極限位移角小于 0.02 的試件，Pu/Vu為 0.73 ～1.30，平均值為1.01;極限位移角為 0.02 ～0.04 的試件，Pu/Vu為0.59 ～1.38，平均值為 0.92;極限位移角大于 0.04的試件，Pu/Vu為 0.50 ～1.22，平均值為 0.90。

圖10 試件抗震抗剪承載力的試驗值與計算值Fig.10 Test and calculated values of seismic shear capacity of specimens

由此可見：隨著試件極限位移角的增大，其抗震抗剪承載力試驗值與計算值的比值減小;試件在較大極限變形能力下，試驗值與計算值比值的平均值小于1，且變化范圍較大，故對有較大變形能力需求的試件按標準 GB 50010—2010［2］計算得到的抗震抗剪承載力可能偏于不安全。

3 結束語

1)各試件均發生了縱筋屈服后的剪切破壞形態，極限位移角在1/80～1/37之間，反復荷載作用下，在其承載力峰值狀態下，CRB600H高強箍筋能夠發揮實際屈服強度，約為585 MPa。

2)提高試件的含箍特征值ρsvfyv/fc可提高其抗震抗剪承載力及變形能力，含箍特征值較小的試件耗能能力更高。含箍特征值和箍筋間距相同而箍筋肢數不同的箍筋形式對試件的抗震抗剪承載力和變形能力影響不大，箍筋肢數更多的試件耗能能力更高。

3)隨著高強箍筋梁試件極限位移角的增大，其抗震抗剪承載力的試驗值與采用標準GB 50010—2010的計算結果的比值減小。試件在較大極限位移角下，試驗值與計算值比值的平均值小于1，且變化范圍較大。故對配置高強箍筋的試件梁，按 GB 50010—2010計算的抗震抗剪承載力可能偏于不安全。