内置钢板-高延性混凝土组合连梁抗震性能试验研究

邓明科，张 敏，张阳玺，陈 森

(1. 西安建筑科技大学土木工程学院，西安 710055；2. 西安建筑科技大学结构工程与抗震教育部重点实验室，西安 710055；3. 上海市建工设计研究总院有限公司，上海 200235)

连梁是高层及超高层建筑结构体系中的耗能构件。地震作用下，连梁的延性及耐损伤能力对整体结构的抗震性能具有重要作用。由于建筑使用功能及结构刚度的要求，在高层及超高层结构中多采用小跨高比连梁(跨高比不大于2.5)。强烈地震作用下，小跨高比连梁容易发生脆性剪切破坏，降低了连梁的耗能能力和整个结构的抗震性能。为了改善钢筋混凝土连梁的抗震性能，国内外学者相继提出钢板-混凝土组合连梁[1-5]、钢桁架-混凝土组合连梁[6]等，这些措施均可以在一定程度上提高连梁的抗震性能和抗剪能力，实现造简单、施工方便，是一种综合性能更优的连梁连梁的屈服耗能机制。其中，钢板-混凝土组合连梁构形式，当连梁跨高比较小时，混凝土自身的脆性使得钢板与混凝土的协调变形能力较差，在混凝土开裂以后表现得尤为明显。

高延性混凝土(high ductile concrete，HDC)是一种具有高韧性、高抗裂性能和高耐损伤能力的水泥基复合材料，单轴受拉时表现为多裂缝开展和应变硬化特性[7]，单轴受压时具有较高的变形能力和抗压韧性，其峰值压应变可达普通混凝土的2 倍～3 倍[8]。梁兴文等[9-10]进行了对角斜筋小跨高比纤维增强混凝土连梁抗震性能试验研究，试验结果表明：纤维增强混凝土可提高连梁的承载力、延性和耗能能力，满足强震下的承载力和变形需求，强震后无需修复或稍加修复即可继续使用。史庆轩等[5]进行了小跨高比钢板-混凝土组合连梁抗震性能试验研究，试验结果表明：钢板-混凝土组合连梁可提高连梁的耗能能力，但破坏时混凝土损伤、剥落严重，震后基本难以修复。

为了进一步提高钢板-混凝土组合连梁的变形能力、耗能能力及耐损伤能力，减少结构震后的修复费用。本文在课题组前期对HDC 构件相关研究[11-14]的基础上，从提高材料性能的角度出发，利用HDC 与钢板之间良好的变形协调能力和抗剪性能，提出内置钢板-HDC 组合连梁，设计了2 个小跨高比内置钢板-HDC 组合连梁和2 个内置钢板-混凝土组合连梁对比试件，并通过拟静力试验，研究其破坏形态、滞回特性及耗能能力，为内置钢板-HDC 组合连梁的设计提供依据。

1 试验概况

1.1 试件设计

试验设计并制作了2 个内置钢板-HDC 组合连梁和2 个内置钢板-混凝土组合连梁对比试件，混凝土强度等级为C45，HDC 强度等级为D50[15]，连梁截面尺寸均为120 mm×400 mm，剪跨比为1.5 和2.5，试件编号为：DB-1.5、CB-1.5、DB-2.5、CB-2.5。4 个组合连梁内置钢板厚度为6 mm，高度为320 mm，配钢率均为4.21%。各试件的设计参数见表1。

表1 试件设计参数Table 1 Parameters of specimens

为使组合连梁发生剪切破坏，需增大组合连梁的纵筋配筋率。DB-1.5 和CB-1.5 的纵向受力钢筋为2 18，纵筋配筋率为1.12%；DB-2.5 和CB-2.5 的纵向受力筋为4 18，纵筋配筋率为2.23%。箍筋均采用2 8@150，箍筋配箍率为0.56%，腰筋均为2 10。

为保证连梁内置的钢板在墙肢混凝土内形成有效的锚固，将钢板在墙肢内的锚固长度取为一倍梁高(400 mm)，竖向钢筋、钢板和底座均采用焊接。为提高钢板与混凝土的黏结作用，沿内置钢板的长度方向布置两排对拉螺栓。各试件均采用可替换式刚性底梁，并在底梁与连梁试验区段之间设置外包钢板HDC 过渡区域，该区域高度为200 mm，以便于试件与底梁采用螺栓连接。

1.2 材料性能

本试验所采用的HDC 主要成分由水、水泥、粉煤灰、矿物掺合料、精细河砂、高效减水剂和聚乙烯醇(PVA)纤维组成。PVA 纤维的体积掺量为2%，其力学性能指标见表2。

采用边长为150 mm 的试块测得混凝土立方体抗压强度平均值为55.3 MPa，按 fc,m=0.76 fcu,m换算可得轴心抗压强度为42.0 MPa；采用边长为70.7 mm 的试块测得HDC 立方体抗压强度平均值为61.5 MPa，依据DBJ 61/T 112-2016《高延性混凝土应用技术规程》[15]换算可得HDC 的轴心抗压强度为54.1 MPa。试验测得钢筋和钢板的材料力学性能见表3。

表2 PVA 纤维各项性能指标Table 2 Performance indicators of PVA fibers

表3 钢筋和钢板的力学性能Table 3 Mechanical properties of reinforced bars and steel plate

本试验采用哑铃型试件，通过电液伺服万能试验机按位移控制加载(速率为0.1 mm/min)，测试了HDC 的单轴拉伸曲线，如图2 所示。可见，HDC 的极限拉应变可达到1.0%左右，具有明显的应变硬化效应。

图2 HDC 材料的单轴拉伸应力-应变曲线Fig. 2 Uniaxial tensile stress-strain curves of HDC

1.3 试验加载及量测

采用低周反复荷载对连梁试件进行加载，试验加载装置如图3 所示。该装置顶部采用平行四边形连杆机构保证加载过程中连梁试件端部不发生转动，只能产生水平和竖向位移。

图3 试验加载装置Fig. 3 Test setup

依据《建筑抗震试验规程》[16]本次试验采用荷载-位移混合控制的加载方法。试件屈服前按荷载控制加载，每级荷载增量为40 kN；试件屈服(荷载-位移曲线出现明显弯曲)后改用位移控制加载，按屈服位移的整数倍进行加载，每级荷载下循环3 次，直至试件破坏或荷载下降至最大荷载的85%以下。

试件的水平荷载通过MTS 电液伺服作动器采集，连梁的水平位移通过试件顶部的位移传感器(LVDT)采集。在连梁的纵向钢筋、箍筋及钢板上粘贴电阻应变片，以测试钢筋及钢板的应变。

2 试验结果及分析

2.1 试验现象和破坏形态

2.1.1 试验现象

为了便于描述，规定加载以推为正向，拉为负向。定义位移角θ 为连梁顶端水平位移与净跨的比值，θ =Δ/ln。各试件达到峰值荷载时的裂缝分布如图4 所示，试件最终的破坏形态如图5所 示。

图4 峰值荷载时各试件裂缝分布情况Fig. 4 Crack distribution of specimens at peak load

图5 各试件破坏形态Fig. 5 Failure modes of specimens

1) 试件CB-1.5、试件CB-2.5

对于试件 CB-1.5，当加载至-80 kN(θ=1/448)时，试件下部左侧出现首条斜裂缝；加载至-320 kN(θ=1/86)时，试件产生明显的剪切错动，形成主斜裂缝；加载360 kN(θ=1/67)时，荷载-位移曲线明显偏离直线，表明试件屈服，改为按位移控制加载。加载至18 mm(θ=1/33)时，试件出现轻微劈裂，混凝土开始酥松、剥落，并达到峰值荷载，纵筋和内置钢板均已屈服；加载至36 mm(θ=1/17)时，钢板两侧混凝土大面积压碎，并严重剥落，试件承载力突然降低，试验结束。

与试件CB-1.5 相比，试件CB-2.5 的跨高比较大，破坏过程与试件CB-1.5 基本相似，其开裂荷载接近。试件CB-2.5 破坏时，混凝土与钢筋、钢板产生较大滑移，顺筋劈裂现象较为严重，保护层剥落现象较试件CB-1.5 有所改善。

2) 试件DB-1.5、试件DB-2.5

对于试件DB-1.5，当加载至160 kN(θ=1/163)时，下部右侧出现首条斜裂缝；随着荷载增大，裂缝延伸、变宽，并产生多条平行的细密斜裂缝；加载至360 kN(θ=1/62)时，斜裂缝继续增多且分布细密，荷载-位移曲线明显偏离直线，试件屈服，改为按位移控制加载。按位移加载至20 mm(θ=1/30)时，连梁中部形成主斜裂缝，裂缝宽度约为4 mm，试件达到峰值荷载，纵筋和内置钢板均已屈服；加载至50 mm(θ=1/12)时，斜裂缝宽度达10 mm，荷载已降至试件承载力的50%以下，此时，试件仍保持较好的完整性，未出现HDC 剥落现象。

试件DB-2.5 的跨高比较试件DB-1.5 大，两者破坏过程基本相似。试件DB-2.5 破坏时，HDC与钢筋、钢板产生滑移，其劈裂裂缝由上至下贯穿整个试件，劈裂现象严重，但未出现基体材料剥落现象。

2.1.2 破坏形态

1) 试件CB-1.5 和试件DB-1.5 的跨高比较小，均发生了剪切破坏。试件CB-2.5 和试件DB-2.5 均发生剪切黏结破坏，其原因是试件的纵筋直径较大，纵筋销栓作用和内置钢板对连梁的受剪承载力贡献较大，其受剪承载力未得到充分发挥。发生剪切黏结破坏的试件，其纵筋在峰值荷载时均未达到屈服。所有试件的箍筋均未达到屈服，其原因是钢板参与的抗剪贡献较大，削弱了箍筋的抗剪作用。试件发生剪切黏结破坏时，钢筋与混凝土(HDC)的协同工作能力明显降低，纵筋和箍筋的强度不能得到充分发挥。

2) 试件CB-1.5 和试件CB-2.5 在加载至峰值荷载时，连梁已出现严重损坏，试件破坏时，主斜裂缝处混凝土大面积被压碎、脱落，带有明显的脆性；而试件DB-1.5 和试件DB-2.5 破坏以前均保持较好的完整性，裂缝均为细密斜裂缝，且未出现HDC 剥落现象(图5)。这是因为HDC 中乱向分布的PVA 纤维的桥接作用，有效地限制了各受力阶段试件斜裂缝的宽度。试件DB-1.5 和试件DB-2.5 在峰值点以后，承载力下降分别较试件CB-1.5 和试件CB-2.5 缓慢。由此可见，与内置钢板-混凝土组合连梁相比，内置钢板-HDC 组合连梁具有更好的耐损伤能力。

3) 为保证钢板在墙肢内形成有效锚固，以充分发挥钢板的抗剪作用，取钢板锚固长度为1.0 倍梁高。各试件与墙肢(上下约束端部)连接处均未产生局部转动和拔出现象，说明钢板的锚固长度满足要求；同时也说明采用对拉螺栓有助于增强钢板与混凝土之间协同工作能力。

2.2 滞回曲线

各试件的滞回曲线见图6。在加载初期，由于试件所受荷载较小，试件尚未开裂，组合连梁处于弹性阶段，荷载与位移基本呈线性关系，滞回环的加卸载曲线基本重合，滞回环面积很小，耗能较少。随着荷载逐步增加，试件出现裂缝，随后钢筋和钢板达到屈服，试件的累积损伤逐渐增加，滞回环面积逐渐增大，累积耗能因此迅速增加。超过峰值荷载以后，其累积耗能进一步增大，荷载-位移曲线斜率明显降低，出现承载力退化现象。

图6 各试件的滞回曲线Fig. 6 Hysteretic loops of specimens

由图6 可知：

1) 混凝土组合连梁(试件CB-1.5 和试件CB-2.5)滞回环面积相对较小，峰值荷载后，承载力退化较明显；而相同跨高比的HDC 组合连梁(试件DB-1.5 和试件DB-2.5)滞回环面积较大，滞回环圈数较多，峰值荷载后，承载力退化较缓慢，表明采用HDC 替换混凝土可提高组合连梁的耗能能力和延性。

2) 各试件的滞回曲线均呈反S 形，但跨高比为1.5 的试件滞回曲线更为饱满，主要原因是跨高比较大的试件发生了剪切黏结破坏。发生剪切黏结破坏时，HDC 和混凝土与钢筋、钢板的滑移量较大，故试件DB-2.5 和试件CB-2.5 的滞回环“捏缩”效应比较明显。

2.3 骨架曲线

由滞回曲线得到各试件的骨架曲线见图7。根据骨架曲线，采用能量等值法确定各试件的屈服位移，取试件荷载下降至峰值荷载85%对应的位移作为极限位移。采用位移延性系数和极限位移角评价试件的塑性变形能力。此外，取本课题组前期进行的小跨高比纤维增强混凝土连梁抗震性能试验研究[17]中的3 个跨高比为1.5 的试件做对比，分析HDC 组合连梁的性能。各试件承载力、位移及实测剪压比 λ见表4。其中：Py为屈服荷载，Pm为峰值荷载，Pu为极限荷载；Δy、Δm、Δu分别为Py、Pm、Pu对应的位移；θy、θm、θu分别为Py、Pm、Pu对应的位移角。

图7 试件骨架曲线Fig. 7 Skeleton curves of specimens

表4 主要试验结果Table 4 Main experimental results

按λ=V/fcbh0计算各试件的设计剪压比，以进一步分析连梁的抗剪能力。其中，V 为连梁的剪力设计值，考虑地震作用的荷载分项系数，取V=1.3Pm；fc为混凝土轴心抗压强度设计值；b、h0分别为连梁截面的宽度和有效高度。为便于与我国规范[18]对小跨高比连梁的设计剪压比限值进行比较，对混凝土试件，取fc=21.1 MPa；对HDC试件，取fc= 23.1 MPa。

1) 与混凝土相比，HDC 的抗拉强度较高，受拉开裂后具有应变硬化特性。故HDC 组合连梁的屈服荷载、峰值荷载及其对应的位移均大于混凝土组合连梁试件。

2) 跨高比为1.5 的HDC 组合连梁的极限位移角和位移延性系数较对应的混凝土试件分别提高了44.4%和19.2%；而跨高比增大时，极限位移角仅提高了6.5%，位移延性系数反而降低，这是由于跨高比较大的连梁试件发生了剪切黏结破坏，使HDC 良好的抗剪性能未得到充分发挥。

3) 由文献[17]可知：采用FRC 替换普通混凝土，可明显提高连梁的塑性变形能力，极限位移角可提高16.7%～23.5%；当跨高比为1.5 时，HDC组合连梁的极限位移角分别是文献[17]中FRC 连梁试件CB-2、试件CB-6 和试件CB-7 的2.06 倍、1.74 倍和2.18 倍，说明HDC 与钢板构成的组合连梁形式，还可进一步提高FRC 连梁的塑性变形能力。

4) 内置钢板组合连梁试件的设计剪压比为0.48～0.57，明显高于GB 50010-2010《混凝土结构设计规范》[18]对跨高比 ln/h≤2.5的连梁的设计剪压比限值 λ0≤0.15，说明内置钢板组合连梁可显著提高小跨高比连梁的剪压比限值。

2.4 刚度退化

连梁的割线刚度按式(1)计算[16]。

式中：Ki为第i 级加载下的刚度；+Pi和-Pi分别为第i 级加载下正、反向峰值点的水平荷载值；+Δi和- Δi分别为第i 级加载下正、反向峰值点的水平荷载值对应的位移。

图8 为连梁试件的刚度退化曲线。由图8 可知：

图8 试件刚度退化曲线Fig. 8 Curves of stiffness degradation of specimens

1) 由于HDC 的弹性模量小于混凝土[19]，故混凝土组合连梁的初始刚度均大于相同条件下的HDC组合连梁，但试件开裂以后的刚度相差较小。HDC内部的纤维桥联作用，使其呈现多裂缝开展和受拉应变硬化特性[9―10]，HDC 组合连梁的耐损伤性能得到明显提高，故其刚度退化明显缓慢。

2) 跨高比较大时，组合连梁的初始刚度减小，即使发生了剪切黏结破坏，试件的刚度退化曲线仍较为平缓。

2.5 耗能能力

表5 为各试件在屈服点、峰值点和极限点时的累积耗能。由表5 可知：跨高比为1.5 时，HDC有效提高了连梁试件的耐损伤性能，HDC 组合连梁的极限位移明显大于混凝土组合连梁，故极限位移处的累积耗能较混凝土组合连梁明显提高，提高幅度达83.5%。

表5 连梁试件的累积耗能Table 5 Energy dissipations of coupling beams

跨高比为2.5 时，试件DB-2.5 在屈服点、峰值点和极限点处的累积耗能较试件CB-2.5 分别提高了53.0%、8.7%和71.7%，说明采用HDC 替换混凝土可显著提高发生剪切黏结破坏的连梁试件的耐损伤能力及其在破坏阶段的耗能能力。

3 组合连梁受剪承载力分析

由《混凝土结构设计规范》[18]可知，在普通梁的受剪承载力计算中，一般只考虑混凝土和箍筋的抗剪作用，在深梁的受剪承载力计算中，需考虑混凝土、水平分布钢筋和竖向分布钢筋的抗剪作用。小跨高比连梁属于深梁范畴，其受剪承载力除应考虑混凝土和箍筋的抗剪作用以外，还应考虑纵向钢筋的作用，其中箍筋项的抗剪与跨高比无关。根据《钢骨混凝土结构技术规程》[20]可知，钢腹板抗剪贡献与跨高比成反比。张勤[21]进行了钢筋混凝土柱单调和反复加载试验研究，结果表明反复荷载下柱峰值荷载的平均值约等于0.96 倍单调加载下柱峰值荷载的平均值。

根据国内外已有的研究成果和各国规范中采用的受剪承载力计算公式，钢板、纵筋以及箍筋对组合连梁的承载力贡献，一般与配箍率、配筋率和配板率有关。为了使不同的试验数据更具有可比性，将承载力公式化为无量纲形式，在回归计算时，因变量和自变量均采用无量纲形式表示。故最终形式可以写成为：

表6 承载力计算值与试验值的比较Table 6 Comparison between calculated values and test values of load

续表 6

图9 计算结果与试验结果对比图Fig. 9 Comparison between calculated results and test results

4 结论

通过对2 个内置钢板-HDC 组合连梁和2 个内置钢板-混凝土组合连梁抗震性能的试验研究，可以得到以下结论：

(1) 跨高比为1.5 的试件均发生了剪切破坏，跨高比为2.5 的试件均发生了剪切黏结破坏。相对于混凝土组合连梁，无论HDC 组合连梁发生剪切破坏或剪切黏结破坏，均表现出具有延性的破坏形态；HDC 材料显著提高了组合连梁的耐损伤能力，可减少或避免强震后的修复费用。在组合连梁的内置钢板上设置对拉螺栓，保证钢板与HDC的协调工作性能，可供工程设计参考。

(2) 采用HDC 替换混凝土，可显著提高组合连梁的塑性变形能力和破坏阶段的耗能能力。跨高比为1.5 时，HDC 组合连梁的极限位移角和累积耗能较混凝土组合连梁分别提高44.4%和83.5%。跨高比为2.5 时，HDC 组合连梁发生了剪切黏结破坏时，其耗能能力仍有较大幅度提高。

(3) 根据本文试验结果，内置钢板小跨高比组合连梁的设计剪压比为0.48～0.57，明显高于GB 50010-2010《混凝土结构设计规范》[18]对跨高比ln/h≤2.5连梁的设计剪压比限值0.15，说明内置钢板组合连梁可显著提高小跨高比连梁的剪压比限值，解决连梁的抗剪超筋。

(4) 基于发生剪切破坏和剪切黏结破坏的35 个组合连梁试件的试验数据分析，建立了内置钢板-混凝土组合连梁的受剪承载力计算公式。其计算结果与试验值的对比分析表明，本文提出的计算公式具有较高的精度。