王欣周揚帆王旗張振鄭光明

(1.山東建筑大學 土木工程學院，山東濟南250101；2.同圓設計集團有限公司，山東 濟南250101；3.濟南市工程質(zhì)量與安全中心，山東 濟南250101)

0 引言

活性粉末混凝土RPC(Reactive Powder Concrete)是一種通過提高材料的細度和活性而獲得高力學性能和耐久性的材料，其優(yōu)勢是自重輕及具有很高的抗壓強度和抗剪強度，但是RPC也具有抗拉強度不高、脆性較大的劣勢。改性活性粉末混凝土MRPC(Modified Reactive Powder Concrete)是借鑒RPC的概念，選擇細砂、水泥、石英粉和硅灰作為混凝土基體，采用兩種纖維材料(聚丙烯纖維和鋼纖維)作為增強體，加入高效減水劑拌制而成[1-5]。MRPC不僅具備RPC的優(yōu)勢，通過兩種纖維的增強，也更好解決了RPC抗拉強度較低的問題。常溫養(yǎng)護下的MRPC與同抗壓強度的RPC相比，前者具備更高的韌性和抗拉強度。

異形柱的截面形狀主要有L、T和十字形，由于其可以使房間內(nèi)部無凸角，既增加了房屋的有效使用面積，又方便了用戶裝飾，并且柱網(wǎng)布置靈活，用戶可以按照自己意愿重新分割使用空間，近些年來受到了廣泛關注[6-10]。但由于混凝土本身的塑性損傷累積特性及異形柱截面形狀的不規(guī)則性，使得在地震作用下異形柱框架節(jié)點損傷嚴重。曹祖同等[11]對12個異形柱(T、L與十字形)和4個矩形柱的足尺節(jié)點開展了抗震性能研究，發(fā)現(xiàn)相同截面面積的矩形截面柱要比T形、十字形與L形截面的柱承載能力分別提高了17.5%、8%和33%；魏鈺帥[12]通過對等面積的異形柱和矩形柱的節(jié)點進行靜力彈塑性分析方法Pushover分析，發(fā)現(xiàn)前者在強度、剛度、延性等方面的抗震性能明顯不如后者；安亞琳等[13]通過結構分析軟件SAP2000(Structare Analysis Progran 2000)異形柱框架和矩形柱框架的抗震性能對比研究了，發(fā)現(xiàn)異形柱框架的底層剪力較大，且其更易產(chǎn)生較大位移變形而導致結構破壞。這說明同等地震程度和同樣截面面積下，異形柱框架節(jié)點比普通矩形柱框架節(jié)點更易受損。

目前，對于框架節(jié)點的震損加固研究大多局限于常規(guī)矩形柱節(jié)點，而對于異形柱框架節(jié)點的震損加固研究則極少。另外，對于框架節(jié)點的震損加固方式大多采用纖維類復合材料、外部粘貼鋼板或者外包角鋼等，對于活性粉末混凝土或高延性混凝土而言，則大多用于節(jié)點核心區(qū)的增強?？紤]到MRPC的高延性、高耗能等優(yōu)勢，若將其運用于加固領域，研究MRPC加固后異形柱框架節(jié)點的抗震性能，對今后實際工程的加固改造應用提供參考和借鑒。文章主要針對MRPC加固后的震損現(xiàn)澆異形柱節(jié)點CKJ-2與震損裝配異形柱節(jié)點AKJ-2進行低周反復荷載試驗研究，并對比了震損前現(xiàn)澆異形柱節(jié)點CKJ-1和震損前裝配異形柱節(jié)點AKJ-1的抗震性能。

1 異形柱節(jié)點的預損試驗

1.1 試驗參數(shù)設計

(1)配筋參數(shù)

震損前異形柱節(jié)點所用鋼筋參數(shù)見表1，其配筋情況如圖1所示。

表1 鋼筋材料參數(shù)表

(2)混凝土參數(shù)

震損前異形柱節(jié)點混凝土立方體抗壓強度設計值fcu和軸心抗拉強度設計值ft分別為59.200、3.730 MPa，彈性模量Ec為35 892 MPa。

1.2 試驗現(xiàn)象與結果

1.2.1 試驗現(xiàn)象

(1)CKJ-1試驗現(xiàn)象

試件位移在±1 mm循環(huán)時，單梁和有板梁均出現(xiàn)初始彎曲裂縫。當正向位移加至6 mm時，節(jié)點核心區(qū)率先出現(xiàn)正向剪切斜裂縫，負向剪切斜裂縫隨后出現(xiàn)，隨著位移的逐步加大節(jié)點核心區(qū)兩個受力方向的剪切斜裂縫逐步開展并相互交叉成“X形”。水平位移加載至23 mm時，T形柱兩端的梁豎向受彎裂縫數(shù)量已經(jīng)基本發(fā)展完全，隨后通過核心區(qū)剪切裂縫和板底裂縫的加寬來增加結構耗能。試件CKJ-1負向荷載在位移為59 mm時達到峰值，而正向荷載峰值在位移為67 mm時出現(xiàn)。此時，單梁與柱翼緣交界處主裂縫寬度最大至8 mm，核心區(qū)折角處混凝土剝落明顯。最終，正向位移為83 mm時，節(jié)點承載力降至極限承載力的85%且核心區(qū)混凝土存在少量脫落，試驗結束。試件最終破壞形態(tài)如圖2(a)所示。

(2)AKJ-1試驗現(xiàn)象

位移加至1 mm時，單梁底首次開裂；位移至-1 mm時，有板梁底也隨之開裂，位移加至7 mm，節(jié)點核心區(qū)首次出現(xiàn)剪切斜裂縫，隨著位移的逐步加大節(jié)點核心區(qū)的剪切斜裂縫逐步增多并相互交叉延伸；位移再次加大，核心區(qū)混凝土受正反力的交互作用最終沿剪切斜裂縫方向起皮脫落。當位移達到67 mm時構件已至極限承載力；位移加至83 mm時，節(jié)點承載力降至極限承載力的85%且混凝土起皮欲脫落，試驗結束。試件最終破壞形態(tài)如圖2(b)所示。

1.2.2 試驗結果

異形柱框架節(jié)點CKJ-1與AKJ-1的預損試驗結果見表2。

圖1 震損前異形柱框架節(jié)點配筋圖

圖2 震損前異形柱框架節(jié)點最終破壞圖

表2 異形柱節(jié)點預損試驗結果表

2 MRPC加固后異形柱節(jié)點試驗

2.1 試件設計

試驗分別對震損后的現(xiàn)澆異形柱節(jié)點CKJ-1和裝配異形柱節(jié)點AKJ-1進行加固，其方式為剔除原構件震損混凝土并重新澆筑MRPC，原構件的鋼筋保留未替換；剔鑿區(qū)域如圖3所示。試驗前對MRPC加固材料進行了材料性能試驗，得MRPC加固材料的立方體抗壓強度設計值fcu和軸心抗拉強度設計值ft分別為69.600、6.213 MPa，彈性模量Ec為35 892 MPa。

圖3 CKJ-1及AKJ-1剔鑿區(qū)域圖

由于CKJ-1與AKJ-1的預損位移較大，使得節(jié)點內(nèi)部鋼筋存在屈服，因此需折減CKJ-2與AKJ-2的鋼筋彈性模量。VOSOOGHI[14]通過試驗研究及分析，提出由試件損傷狀態(tài)確定折減系數(shù)的辦法。根據(jù)試件損傷狀態(tài)將其劃分為5個等級，每個等級各自對應其相應的折減系數(shù)。對于混凝土材料，損傷較為嚴重的區(qū)域已被MRPC替換掉，故不對其進行折減；對于鋼筋材料，根據(jù)CKJ-1與AKJ-1的最終破壞狀態(tài)確定對其彈性模量乘以0.67進行折減。

2.2 加載方式

試驗在山東建筑大學結構工程試驗室進行，試件的上柱頂部配置100 t豎向油壓千斤頂以對柱頂施加軸向壓力，上柱柱頂橫向一側(cè)通過放置的伺服液壓千斤頂(MTS)施加低周反復荷載，加載裝置如圖4所示。

為便于對比，震損加固前后節(jié)點保持相同的軸壓比0.12，施加恒定豎向力300 kN。試驗開始前＜0.5 h，將荷載按1 kN/s的速率呈階梯狀均勻施加至柱頂，使試驗構件內(nèi)部的不均勻性通過此預壓過程盡可能消除。試驗的水平荷載施加采用全程位移控制且每級荷載循環(huán)兩次，構件首次開裂前試驗位移步長取1 mm，待首條裂縫出現(xiàn)后將位移步長調(diào)整至4 mm；當試件出現(xiàn)較大屈服、下級極限荷載比上級極限荷載上升較少時將位移步長再次調(diào)大至8 mm，直至第一次循環(huán)的極限荷載降至整個試驗極限荷載的＜85%時，試驗結束。

圖4 加載裝置圖

2.3 試驗現(xiàn)象

(1)CKJ-2試驗現(xiàn)象

試驗位移加至2 mm時，單梁未處理的原結構部分舊裂縫開始開展并延伸，而MRPC加固節(jié)點區(qū)未見裂縫。當位移增加至4 mm時，新舊材料結合處出現(xiàn)裂縫，加固范圍內(nèi)依然未見明顯裂縫，原結構的舊裂縫持續(xù)發(fā)展延伸。直至位移加至7 mm時，梁固端彎曲裂縫開展的同時，核心區(qū)也出現(xiàn)剪切斜裂縫，加固區(qū)初裂荷載和位移均大于加固前的構件CKJ-1，究其原因是原材料舊裂縫的開展耗去一部分能量致使MRPC加固區(qū)裂縫較晚出現(xiàn)；MRPC本身的力學性能高于普通混凝土。

在位移為±11 mm加載循環(huán)過程中，核心區(qū)開始出現(xiàn)由拉力產(chǎn)生的剪切斜裂縫且隨著位移的增大逐步與由推力產(chǎn)生的剪切裂縫相交叉，下柱新舊材料結合面出現(xiàn)裂縫。構件進入彈塑性變形階段，隨著位移的逐步增大，核心區(qū)剪切裂縫數(shù)量增長較快且分布緊密，成脈絡式發(fā)展。因此，通過MRPC加固，能夠改善結構裂縫的發(fā)展方式，從而提高構件的耗能能力。當位移加載至99 mm時，試件到達其極限承載力，荷載開始緩慢下降。構件的最終破壞形式為下柱與核心區(qū)新舊材料結合面的分離破壞，這是由于下柱混凝土基本未剔鑿，而梁固端300 mm范圍內(nèi)使用MRPC加固，梁柱剛度差距較大，所以此處較核心區(qū)更為薄弱。建議加固時新舊材料接合面不僅要將柱肢剔鑿區(qū)向外延伸最少一個梁高范圍，還需要在結合面處做好粘結處理。

由于缺少冷卻水且加載時間過長，MTS循環(huán)水溫過高導致試件加載至123 mm時停止，但此時荷載僅降到構件極限承載力的90%，故此加固后的現(xiàn)澆十字型梁柱板節(jié)點延性較加固前有大幅提高。試件最終破壞形態(tài)如圖5(a)所示，屬于核心區(qū)剪切破壞。

(2)AKJ-2試驗現(xiàn)象

試驗位移為±2 mm循環(huán)內(nèi)均為原結構舊裂縫的發(fā)展，至3 mm時，核心區(qū)新材料開始出現(xiàn)裂縫；至-3 mm時，下柱新舊材料接合面開始出現(xiàn)裂縫，隨著位移持續(xù)增加，核心區(qū)新材料處裂縫變多變密，說明MRPC新材料可以使原來裂縫變寬發(fā)展轉(zhuǎn)變?yōu)樽兗氉兌嗟陌l(fā)展從而增強結構的耗能能力。當位移至43 mm時，板頂?shù)牧芽p逐步出現(xiàn)并發(fā)展，但是裂縫發(fā)展至新材料處卻被截斷走勢，說明新材料的受拉性能確高于普通混凝土；當位移加至67 mm時，構件到達其極限承載力，而后承載力緩慢的下降；位移加至103 mm時，節(jié)點承載力下降至極限承載力的85%。試件最終破壞形態(tài)如圖5(b)所示。

圖5 加固后異形柱框架節(jié)點最終破壞圖

3 結果與分析

3.1 滯回曲線分析

通過試驗得到的CKJ和AKJ節(jié)點滯回曲線如圖6所示，對比加固前后構件可以發(fā)現(xiàn):

(1)節(jié)點在較小位移(Δ＜7 mm)加載過程中，滯回環(huán)斜率變化小，呈細條狀，同時構件的殘余變形極小，認為構件處于彈性階段。隨著位移的逐步加大，構件進入彈塑性階段，梁端和核心區(qū)裂縫加密變寬，這時滯回環(huán)曲線漸漸發(fā)展為“反S”并張開，曲線包圍的面積逐步增加。兩個加固后的節(jié)點試件尤其是AKJ-2的滯回環(huán)基本已將AKJ-1的曲線包裹起來，MRPC材料能夠極大地提高異形梁柱節(jié)點的耗能能力。

(2)節(jié)點到達極限承載力后荷載平穩(wěn)降低，說明加固后的試件能夠在中等破壞的情況下依然維持較高的強度，提高了異形柱節(jié)點的安全儲備。此時構件主要通過裂縫的開閉及由于塑性鉸轉(zhuǎn)動而引發(fā)的混凝土摩擦耗能。

(3)通過兩個滯回曲線的對比可以得出，加固后雖然沒有改變節(jié)點的破壞類型，但CKJ-2和AKJ-2在吸收和消耗地震能的能力上比加固前有了質(zhì)的提高，加固后構件的極限位移與極限承載力均超過了加固前的構件，證明該加固方案是可靠且相當有效的。但要實現(xiàn)“強節(jié)點弱構件”的結構設計要求，仍需改善加固方案。

圖6 CKJ和AKJ節(jié)點滯回曲線對比圖

3.2 骨架曲線分析

骨架曲線是每級循環(huán)加載過程中達到的兩個方向水平力峰值的軌跡，也就是將滯回曲線每級荷載極值點連接后的包絡線。骨架曲線可以反映構件在低周反復荷載作用下的延性、強度、等效剛度退化等抗震性能指標，是研究非彈性地震作用的重要依據(jù)。通過試驗所得到的滯回曲線如圖7所示，骨架曲線特征點見表3，其中Py、Δy、θy分別為名義屈服荷載及其對應的位移與轉(zhuǎn)角；Pm、Δm、θm分別為極限荷載及其對應的位移與轉(zhuǎn)角；Pu、Δu、θu分別為最終破壞荷載及其對應的位移與轉(zhuǎn)角。

對比加固前后構件的骨架曲線可以發(fā)現(xiàn):

(1)位移加至35 mm前，CKJ-2的負向承載力增長十分緩慢，明顯低于CKJ-1，這是由于下柱支座和單梁支座沒有固定好的緣故，通過對支座的處理，負向荷載值迅速增長，兩個方向的峰值荷載依然較加固前提高了＞10%，也從另一方面說明了加固后的現(xiàn)澆異形柱節(jié)點的強度高于加固前。

(2)AKJ-2和AKJ-1骨架曲線走勢相似，不同的是正負向極限位移和荷載值大幅提升，尤其是負向峰值荷載比加固前提高了34%，兩個方向的承載能力相當。

圖7 CKJ和AKJ節(jié)點骨架曲線對比圖

表3 骨架曲線特征點表

3.3 剛度退化

試件的剛度通過割線剛度Ki表示[15-17]，其計算公式由式(1)表示為

試驗得到的節(jié)點剛度退化曲線如圖8所示。現(xiàn)澆加固節(jié)點CKJ-2在位移Δ＜35 mm前，節(jié)點剛度下降速度遠超過加固前，但在35 mm加載循環(huán)時對剛性底座進行固定后，試件的等效剛度退化速度顯著放緩，即使隨著裂縫快速開展和核心區(qū)表面混凝土壓碎，剛度依然下降級緩慢，在Δ＝75 mm時CKJ-2的等效剛度值超過了CKJ-1。加固的裝配節(jié)點AKJ-2加載過程順利，剛度退化規(guī)律與原構件AKJ-1相一致，并且在試件進入大變形階段后，剛度相較于加固前的節(jié)點有了明顯的提高。

雖然在嚴重破壞工況(最大層間位移角＞1/60)下，兩個加固后的節(jié)點CKJ-2和AKJ-2的剛度依然比加固前有明顯提高，但是兩個節(jié)點的初始剛度分別是加固前的0.88和1.11。此次試驗研究發(fā)現(xiàn)，采用MRPC材料加固震損程度較大的異形柱節(jié)點時，最低應選擇比原結構高兩個強度等級的配合比。

3.4 耗能性能分析

結構或構件在彈塑性變形過程中吸收和消耗能量的能力是評判其抗震能力的重要依據(jù)，耗能量越大，結構或構件的安全性就越高。耗能能力一般通過等效粘滯阻尼系數(shù)來衡量，通過試驗得現(xiàn)澆節(jié)點與裝配節(jié)點震損加固前后等效粘滯阻尼系數(shù)曲線如圖9所示。

位移Δ＜35 mm時，CKJ-2的等效粘滯阻尼系數(shù)遠小于CKJ-1，這是由于剛性試驗底座固定不牢所致；待試驗底座固定完畢，CKJ-2的等效粘滯阻尼系數(shù)迅速提升并超過CKJ-1，并且CKJ-2的最終累積耗能遠超過了CKJ-1。

位移Δ＜27 mm時，AKJ-2的等效粘滯阻尼系數(shù)基本與AKJ-1完全吻合；而在Δ＝27 mm之后，AKJ-2的等效粘滯阻尼系數(shù)開始超越AKJ-1，且最終累積耗能也是AKJ-2高于AKJ-1。

試驗表明，通過采用MRPC加固后的兩個節(jié)點，即使在位移角＞1/30的大變形階段，依然能夠吸收和消耗大量的地震能；最終，CKJ-2與AKJ-2的累積耗能分別為CKJ-1與AKJ-1的210%和188%。

圖8 CKJ和AKJ節(jié)點剛度退化曲線對比圖

圖9 CKJ和AKJ節(jié)點耗能曲線對比圖

4 結論

通過上述研究可知:

(1)采用MRPC加固后的節(jié)點不論是極限承載力還是極限位移均超出震損加固前很多，并且在部分原有裂縫未修復的情況下的構件剛度與震損加固前沒有差異。剛度退化規(guī)律與加固前基本一致，并且在試件進入大變形階段后，剛度相較于加固前的框架節(jié)點有了明顯的提高。

(2)采用MRPC加固后的節(jié)點較其震損加固前更加飽滿，但形狀依然是典型的“反S”形。在震損后部分梁縱筋和大部分箍筋已經(jīng)屈服的條件下，CKJ-2與AKJ-2的滯回環(huán)依然可以將CKJ-1和AKJ-1的滯回環(huán)完全包絡，說明MRPC材料能夠極大地提高異形柱框架節(jié)點的耗能能力。經(jīng)過MRPC材料加固后的現(xiàn)澆和裝配節(jié)點最終總耗能量分別為原試件的210%和188%。