孫傳智，繆長(zhǎng)青，董 勃，李愛(ài)群,3，高 立，莊美玲

(1.宿遷學(xué)院建筑工程學(xué)院，江蘇，宿遷 223800；2.東南大學(xué)土木工程學(xué)院，江蘇，南京 210096；3.北京建筑大學(xué)北京未來(lái)城市設(shè)計(jì)高精尖創(chuàng)新中心，北京 100044；4.南通大學(xué)交通與土木工程學(xué)院，江蘇，南通 226019)

鋼筋混凝土結(jié)構(gòu)具有成本低、剛度高、隔音好的優(yōu)點(diǎn)，被廣泛應(yīng)用于現(xiàn)代建筑結(jié)構(gòu)中。鋼筋混凝土柱是混凝土結(jié)構(gòu)的主要承重構(gòu)件之一，其抗震性能對(duì)結(jié)構(gòu)在地震作用下的性能影響很大[1-7]。隨著城市化和基礎(chǔ)設(shè)施的快速發(fā)展，我國(guó)在大力推廣高強(qiáng)鋼筋在混凝土結(jié)構(gòu)中的應(yīng)用。屈服強(qiáng)度為 500 MPa 的高強(qiáng)鋼筋已被納入最新的混凝土結(jié)構(gòu)和橋梁結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)規(guī)范[8-9]中。最新的鋼筋規(guī)范GB 1499.2-2018[10]取消了335 MPa 級(jí)鋼筋，增加了600 MPa 級(jí)高強(qiáng)鋼筋。HTRB630 高強(qiáng)鋼筋是新型熱處理帶肋高強(qiáng)度鋼筋，其屈服強(qiáng)度標(biāo)準(zhǔn)值已達(dá)到630 MPa 以上，極限強(qiáng)度標(biāo)準(zhǔn)值已超過(guò)790 MPa[11-12]。目前，國(guó)內(nèi)外學(xué)者對(duì)熱軋帶肋鋼筋HRB600 鋼筋和HTBR600 鋼筋混凝土柱的抗震性能進(jìn)行了試驗(yàn)研究[13-21]，試驗(yàn)結(jié)果表明：等強(qiáng)代換后，600 MPa 高強(qiáng)鋼筋混凝土柱具有較好承載能力和延性，但延性低于400 MPa 鋼筋混凝土柱的延性；高強(qiáng)鋼筋高強(qiáng)混凝土柱的抗震性能較好；增大箍筋間距會(huì)明顯降低試件的延性和耗能能力。但是，目前關(guān)于HTRB630 高強(qiáng)鋼筋混凝土柱的抗震性能研究較少。

在地震作用下，不僅要求建筑物大震作用下結(jié)構(gòu)不發(fā)生倒塌，還要求中小地震作用下避免結(jié)構(gòu)正常使用功能的喪失，減小經(jīng)濟(jì)損失，因此基于性能的抗震設(shè)計(jì)方法被提出并應(yīng)用。目前中國(guó)《建筑抗震設(shè)計(jì)規(guī)范》[22]對(duì)主體結(jié)構(gòu)的抗震設(shè)防目標(biāo)是“小震不壞、中震可修、大震不倒”，給出了框架結(jié)構(gòu)彈性和彈塑性層間位移角限值，要求結(jié)構(gòu)在“小震”作用下進(jìn)行彈性設(shè)計(jì)并滿足彈性層間位移角1/550，在“大震”作用下彈塑性層間位移角不超過(guò) 1/50。國(guó)內(nèi)外學(xué)者針對(duì)普通強(qiáng)度鋼筋混凝土柱性能目標(biāo)和量化指標(biāo)進(jìn)行了較多研究。其中，國(guó)內(nèi)學(xué)者門進(jìn)杰等[23]、崔濟(jì)東等[24]和萬(wàn)海濤等[25]基于數(shù)理統(tǒng)計(jì)分析，得到了鋼筋混凝土柱不同抗震性能水平變形指標(biāo)。但目前， 600 MPa級(jí)高強(qiáng)鋼筋混凝土柱在不同性能水平下的位移角限值尚無(wú)研究。

隨著我國(guó)越來(lái)越多建筑結(jié)構(gòu)采用高強(qiáng)鋼筋，有必要對(duì)配置600 MPa 級(jí)高強(qiáng)鋼筋的混凝土柱的抗震性能水平進(jìn)行探索，分析超高強(qiáng)鋼筋混凝土柱在不同性能水平下的位移角限值，為600 MPa級(jí)高強(qiáng)鋼筋的推廣和應(yīng)用提供科學(xué)依據(jù)。

1 試驗(yàn)概況

1.1 試件設(shè)計(jì)

為了研究高配筋率和高約束率的超高強(qiáng)鋼筋混凝土柱的抗震性能，設(shè)計(jì)制作了17 根HTRB630高強(qiáng)鋼筋混凝土柱試件和3 根HRB400 鋼筋混凝土柱試件。試件的設(shè)計(jì)參數(shù)見(jiàn)表1，試件設(shè)計(jì)尺寸如圖1 所示。圖1 和表1 中“ ”和“ ”分別代表HRB400 鋼筋和HTRB630 高強(qiáng)鋼筋。根據(jù)《金屬材料 拉伸試驗(yàn) 第1 部分: 室溫試驗(yàn)方法》(GB/T 228.1-2010)[26]對(duì)試件中使用的兩種鋼筋進(jìn)行了力學(xué)性能試驗(yàn)，試驗(yàn)結(jié)果見(jiàn)表2 。

圖1 試件的設(shè)計(jì)尺寸圖 /mmFig.1 Design dimensions of the specimens

表1 試件設(shè)計(jì)參數(shù)Table 1 Design parameters of specimens

表2 鋼筋材料性能試驗(yàn)結(jié)果Table 2 Material performance test results of steel bars

1.2 加載制度及加載裝置

試驗(yàn)開(kāi)始前，利用材料實(shí)測(cè)力學(xué)性能參數(shù)，采用有限元分析軟件OpenSees 模擬得到單調(diào)加載各試件骨架曲線，再按照能量等效法[27]確定試件的屈服荷載Py,c和屈服位移Δy,c。加載模式采用位移控制加載，加載位移幅值分別為0.4Δy,c、0.8Δy,c、1.0Δy,c、1.5Δy,c、2.0Δy,c、2.5Δy,c、3.0Δy,c…，前三級(jí)每級(jí)循環(huán)1 次，之后每級(jí)循環(huán)3 次、每級(jí)位移幅值增量為0.5Δy,c。當(dāng)荷載小于峰值荷載85%時(shí)，表明試件損失嚴(yán)重，試驗(yàn)結(jié)束。試驗(yàn)加載制度示意圖如圖2 所示。擬靜力實(shí)驗(yàn)采用1000 kN級(jí)MTS 擬靜力設(shè)備提供橫向荷載，采用1000 kN的千斤頂提供柱頂軸壓力，試驗(yàn)加載裝置示意圖如圖3 所示。此試驗(yàn)采用DH3816 靜態(tài)測(cè)試系統(tǒng)采集數(shù)據(jù), 采集頻率為10 Hz。

圖2 加載制度示意圖Fig.2 Sketch of loading system

圖3 試驗(yàn)加載裝置示意圖Fig.3 Diagram of test loading device

1.3 試件破壞形態(tài)

所有試件的破壞均為彎曲破壞。圖4(a)～ 圖4(j)為部分試件最終破壞狀態(tài)圖。在0.4Δy,c加載位移幅值時(shí)，試件受拉區(qū)邊緣混凝土的拉應(yīng)變超過(guò)混凝土的極限拉應(yīng)變，試件出現(xiàn)了彎曲裂縫，如圖4(k)所示。隨著加載位移幅值增加，已有裂縫不斷擴(kuò)展并延伸，新的水平裂縫出現(xiàn)并擴(kuò)展，如圖4(l)所示；柱底主裂縫附近的混凝土保護(hù)層起皮、剝落，塑性鉸區(qū)混凝土壓碎，如圖4(m)所示?？v筋強(qiáng)度對(duì)于試件破壞過(guò)程影響不大，混凝土強(qiáng)度對(duì)試件破壞過(guò)程影響較大。當(dāng)試件采用高強(qiáng)混凝土?xí)r，試件的塑性鉸區(qū)混凝土破壞嚴(yán)重，試件在破壞前均產(chǎn)生較高的豎向劈裂裂縫，如圖4(n)所示。部分試件的底部鋼筋的壓屈現(xiàn)象比較明顯，如圖4(o)所示。當(dāng)試件采用較大配箍率時(shí)，試件棱邊豎向劈裂引起的混凝土保護(hù)層大塊隆起現(xiàn)象明顯較少，試件的縱筋外露后受壓屈曲現(xiàn)象明顯延緩。

圖4 試件破壞現(xiàn)象Fig.4 Damage phenomenon of specimens

1.4 試驗(yàn)結(jié)果與分析

1.4.1 荷載-位移滯回曲線

圖5 給出了部分試件的滯回曲線。從圖5 中可以看出，試件的滯回曲線呈現(xiàn)弓形。加載初期，滯回曲線基本呈線性變化，殘余變形很?。患虞d后期，由于試件的配筋、混凝土強(qiáng)度和軸壓比等不同，滯回曲線捏縮現(xiàn)象有較大區(qū)別。C45 混凝土柱水平荷載下降段較平緩、捏縮現(xiàn)象較輕微、滯回環(huán)包圍面積較大；C60 混凝土柱水平承載力較大，但水平荷載下降較快、捏縮現(xiàn)象較明顯、滯回環(huán)包圍面積較小，其延性和耗能性能不如C45混凝土柱。無(wú)論是C45 混凝土柱還是C60 混凝土柱，用HTRB630 高強(qiáng)鋼筋進(jìn)行縱筋的等強(qiáng)代換后的試件的滯回曲線捏縮現(xiàn)象略微明顯。隨著軸壓比的增加，試件的滯回曲線捏縮現(xiàn)象顯著。當(dāng)箍筋近似等強(qiáng)代換時(shí)，C45 混凝土試件的滯回曲線較為飽滿；C60 混凝土試件的滯回曲線捏縮現(xiàn)象比較明顯。采用箍筋等體積代換，試件的滯回曲線均呈弓形，相差較小。采用高強(qiáng)箍筋約束高強(qiáng)混凝土，雖然不能顯著提高試件的水平承載力，但能明顯緩解水平荷載下降段的下降速度、擴(kuò)大滯回環(huán)包圍面積，有效提高試件的延性和耗能能力。高配箍率的試件承載力達(dá)到最大荷載后，下降速率較慢，延性較好，曲線比較飽滿，耗能能力也明顯好于低配箍率的試件。

1.4.2 承載力和位移延性系數(shù)

承載力是鋼筋混凝土構(gòu)件的重要指標(biāo)，也是骨架曲線上的重要特征點(diǎn)，包括屈服荷載Py、最大荷載Pmax和極限荷載Pu。極限荷載Pu為承載力下降至最大荷載的85%時(shí)對(duì)應(yīng)的荷載，即Pu=0.85Pmax。本文采用能量等效法[27]確定屈服荷載和屈服位移。各試件承載力和位移延性系數(shù)μ見(jiàn)表3。表中，Δy、Δmax和Δu分別為骨架曲線上Py、Pmax和Pu對(duì)應(yīng)的位移；μ=Δu/Δy。從表3 可以看出：

表3 Z-1～Z-20 試件承載力和位移延性系數(shù)Table 3 Bearing capacity and displacement ductility coefficients of Specimens Z-1～Z-20

1) 縱向鋼筋強(qiáng)度和配筋率影響。試件Z-3 和Z-5 為均采用C45 混凝土，Z-3 比Z-5 的屈服荷載、最大荷載和極限荷載分別下降了2%、4%和4%；試件Z-2 和Z-6 為C60 混凝土，Z-2 比Z-6 的屈服荷載、最大荷載和極限荷載分別下降了8.1%、8.3%和8.3%。試件設(shè)計(jì)時(shí)由于鋼筋直徑限制，HTRB630高強(qiáng)鋼筋的配筋面積與抗拉強(qiáng)度設(shè)計(jì)值的乘積比HRB400 鋼筋的小11.87%，這可能造成了試件承載力的下降。比較Z-3 和Z-5、Z-2 和Z-6 兩組試件的屈服位移和極限位移可知，HTRB630 高強(qiáng)鋼筋混凝土試件的屈服位移減小，而極限位移增大，其中Z-2 和Z-3 屈服位移較Z-6 和Z-5 分別減小了6.84%和10.83%，而極限位移分別增加了2.75%和11.44%，位移延性系數(shù)分別增加了15.41%和19.68% 。HTRB630 高強(qiáng)鋼筋等強(qiáng)代換混凝土柱仍具有較好的延性。說(shuō)明，無(wú)論是C45 混凝土還是C60 混凝土HTRB630 高強(qiáng)鋼筋近作為柱主筋，試件的位移延性系數(shù)較好。比較試件Z-14 和Z-19 可知，隨著縱向配筋率的增加，Z-19 比Z-14 的屈服荷載、最大荷載和極限荷載分別增加了14.45%、23.79%和23.79%，而位移延性系數(shù)下降了4.3%，說(shuō)明當(dāng)縱向配筋率較大時(shí)，承載力增加明顯，而對(duì)構(gòu)件延性影響不大。

2) 混凝土強(qiáng)度影響。C60 混凝土試件比C45混凝土試件的屈服荷載、最大荷載和極限荷載均提高，Z-2 較Z-3 提高了12.84%、13.67%和13.68%；Z-9 較Z-8 提高15.03%、15.27%和15.27%。兩組試件的承載能力提高幅度基本相等。兩組試件的屈服位移和極限位移均隨著混凝土強(qiáng)度提高而降低。Z-2 較Z-3 屈服位移降低了16.29%，Z-9 較Z-8屈服位移降低了15.66%；兩組試件的極限位移隨著混凝土強(qiáng)度的提高分別降低了6.29%和34.92%；Z-2 較Z-3 的位移延性提高了11.84%，Z-9 較Z-8的位移延性降低了22.98%。

3) 軸壓比影響。試件Z-4 和Z-5 主筋為HRB400鋼筋，試件Z-7 和Z-8 主筋為HTRB630 超高強(qiáng)鋼筋軸。軸壓比從0.1 提高到0.25 后，配置普通鋼筋的試件 (Z-4 和Z-5)，屈服荷載、最大荷載和極限荷載均提高了約37%；對(duì)配置高強(qiáng)鋼筋的試件(Z-7 和Z-8)，承載力大約提高了48%，說(shuō)明一定范圍內(nèi)的軸壓比可以提高混凝土柱的承載能力。軸壓比從0.1 提高到0.25 后，試件的屈服位移變化不大，最大荷載對(duì)應(yīng)的位移大約提高了15%，極限位移則下降了28%。因此，軸壓比對(duì)試件的承載力影響較大。

4) 箍筋強(qiáng)度和配箍率的影響。 將HRB400 箍筋等強(qiáng)代換為HTRB630 箍筋時(shí)，箍筋間距變化對(duì)試件承載力影響較小。當(dāng)配箍率較小時(shí)，HTRB630箍筋等強(qiáng)代換后，試件Z-8、Z-9 較Z-3、Z-2 屈服位移分別增加了17.71%和18.6%，最大荷載對(duì)應(yīng)的位移分別增加了24.73%和14.66%。C45 混凝土試件Z-8 的極限位移增加了21.76%；而C60 混凝土的試件Z-9 比試件Z-2 的極限位移下降了15.43%，位移延性下降了29.05%。當(dāng)配箍率較高時(shí)，試件Z-13 比Z-9 的屈服位移增加了11.58%，最大荷載對(duì)應(yīng)的位移增加了9.30%，極限位移增加了29.78%，位移延性提高了18.61%。C45 混凝土試件Z-3 和Z-8，箍筋等強(qiáng)代換后位移延性僅提高了3.02%；C60 高強(qiáng)混凝土試件Z-2 和Z-9 的箍筋配箍率較低， 29.05%。與Z12 試件相比，Z-13 的箍筋箍筋配箍率更大且位移延性增長(zhǎng)了18.61%。高強(qiáng)箍筋等強(qiáng)代換后，試件的位移延性下降了。

2 性能水平

結(jié)構(gòu)(構(gòu)件)的損傷程度可用損傷指數(shù)D表示。對(duì)于損傷指數(shù)D的計(jì)算方法，國(guó)內(nèi)外學(xué)者針對(duì)損傷指數(shù)計(jì)算提出了較多模型，包括基于變形[28-29]、能量[30]、低周疲勞[31]及其組合形式的評(píng)估模型[32]。其中，基于變形和能量的Park-Ang 模型[33]得到了廣泛應(yīng)用，但該模型在計(jì)算損傷指數(shù)時(shí)存在一定的缺陷[34]，在彈性階段損傷指數(shù)D＞0，接近破壞時(shí)損傷指數(shù)D＞1。為了解決上述問(wèn)題，Kunnath 首次將構(gòu)件的屈服變形引入Park-Ang 模型的變形項(xiàng)，提出了Kunnath 模型[35]，如式 (1) 所示：

式中：δm為結(jié)構(gòu)或構(gòu)件在當(dāng)前加載路徑下經(jīng)歷的最大變形；δy為單調(diào)加載時(shí)，結(jié)構(gòu)或構(gòu)件的極限變形，在大量試驗(yàn)的基礎(chǔ)上，文獻(xiàn)[36]給出了反復(fù)加載與單調(diào)加載的極限變形之比為0.62，本文在計(jì)算損傷指數(shù)時(shí)，將擬靜力試驗(yàn)中得到的極限變形除以0.62 得到單調(diào)加載的極限變形；Eh為構(gòu)件的累積滯回耗能；Fy為構(gòu)件屈服時(shí)的剪力；β 為Park-Ang 模型中的耗能因子，采用Park 和ANG的建議[33]取為β=0.05。為了驗(yàn)證Kunnath 模型的準(zhǔn)確性，表4 給出了試件Z-9 和Z-12 的加載循環(huán)的試驗(yàn)現(xiàn)象、實(shí)測(cè)損傷指數(shù)范圍和Kunnath 模型計(jì)算的損傷指數(shù)。表4 中試驗(yàn)現(xiàn)象代號(hào)代表的試驗(yàn)現(xiàn)象見(jiàn)表5。圖6 給出了部分試件累積損傷指數(shù)曲線和對(duì)應(yīng)的損傷程度。高強(qiáng)鋼筋在屈服之前，試件的損傷指數(shù)發(fā)展較慢；而高強(qiáng)鋼筋屈服之后，試件的損傷指數(shù)發(fā)展較快，說(shuō)明加載前期損傷較小。隨著塑性變形快速發(fā)展，損傷隨之加快，特別是加載后期，在同一加載位移工況時(shí)，損傷指數(shù)有較大提高。根據(jù)HTRB630 高強(qiáng)鋼筋混凝土柱的破壞特點(diǎn)，以屈服點(diǎn)、峰值點(diǎn)和極限點(diǎn)作為高強(qiáng)鋼筋混凝土柱的性能水平控制點(diǎn)。

圖6 計(jì)算的損傷指數(shù)與實(shí)測(cè)表觀損傷對(duì)應(yīng)關(guān)系Fig.6 Correspondence between calculated damage index and measured damage index

表4 試件的損傷指數(shù)實(shí)測(cè)值與Kunnath 損傷模型計(jì)算值對(duì)比Table 4 Comparison of the measured damage index with the calculated damage index using the Kunnath damage model of the specimens

表5 不同性能水平下HTRB630 高強(qiáng)鋼筋混凝土柱的性態(tài)描述Table 5 Performance status description of HTRB630 high-strength steel bars reinforced concrete columns at different performance levels

參考文獻(xiàn)[33, 37]的建議，結(jié)合試件破壞過(guò)程和試驗(yàn)現(xiàn)象，確定震后結(jié)構(gòu)的損傷程度與損傷指數(shù)之間的對(duì)應(yīng)關(guān)系為：試件基本完整可正常使用時(shí)損傷指數(shù)0.0 ≤D＜ 0.10；輕微破壞時(shí)水平承載力達(dá)到屈服荷載，損傷指數(shù)0.10≤D＜ 0.03；結(jié)構(gòu)中等破壞時(shí)水平承載力達(dá)到峰值荷載，損傷指數(shù)0.30≤D＜ 0.45；接近嚴(yán)重破壞時(shí)損傷指數(shù)0.45≤D＜ 0.80；嚴(yán)重破壞時(shí)水平承載力下降15%，損傷指數(shù)0.80≤D≤1.00。采用Kunnath 模型能夠較準(zhǔn)確反映構(gòu)件在不同荷載等級(jí)下的損傷情況，將震后結(jié)構(gòu)的損傷程度按由輕到重分成“結(jié)構(gòu)功能基本完整”“輕微破壞”“結(jié)構(gòu)中等破壞”“接近嚴(yán)重破壞”和“嚴(yán)重破壞”5 個(gè)等級(jí)。

為了將基于性能的抗震設(shè)計(jì)思想運(yùn)用于HTRB630高強(qiáng)鋼筋混凝土柱結(jié)構(gòu)，需建立相應(yīng)的抗震性能劃分等級(jí)和相對(duì)應(yīng)的抗震性能控制指標(biāo)。本文在現(xiàn)行《建筑抗震設(shè)計(jì)規(guī)范》[22]給出的四種破壞狀態(tài)基礎(chǔ)上，結(jié)合HTRB630 高強(qiáng)鋼筋混凝土柱擬靜力破壞過(guò)程、試驗(yàn)現(xiàn)象、承載力和損傷指數(shù)數(shù)據(jù)，將HTRB630 高強(qiáng)鋼筋混凝土柱的性能水平劃分為正常使用(I)、暫時(shí)使用(II)、修復(fù)后使用(III)、生命安全(IV)和接近倒塌(V)5 個(gè)等級(jí)。不同性能水平下超高強(qiáng)鋼筋混凝土柱的性態(tài)描述如表5 所示。

3 超高強(qiáng)鋼筋混凝土柱不同抗震性能水平變形指標(biāo)限值

在基于性能的抗震設(shè)計(jì)理論中，結(jié)構(gòu)性能的量化指標(biāo)可用一個(gè)或多個(gè)性能參數(shù)來(lái)定義，可選用的性能參數(shù)可采用力、變形、延性、應(yīng)變、曲率、能量等，其中柱的變形能力雖然不能等同于框架的變形能力，但柱具有良好的變形能力是框架具有較強(qiáng)抗倒塌能力的基本保證，位移角能夠反映鋼筋混凝土結(jié)構(gòu)構(gòu)件變形的綜合結(jié)果和層高的影響，而且與結(jié)構(gòu)的破壞程度有較好的相關(guān)性。本文20 個(gè)HTRB630 高強(qiáng)鋼筋混凝土柱試件不同性能水平時(shí)的位移角見(jiàn)表6。

表6 試件Z-1 ～ Z-20 不同加載階段位移角Table 6 Drift ratios of specimens Z-1 - Z-20 at different loading stages

表7 給出了參考文獻(xiàn) [13 - 21]中的48 個(gè)600 MPa級(jí)高強(qiáng)鋼筋混凝土柱擬靜力試驗(yàn)數(shù)據(jù)。從表7 可以看出：雖然文獻(xiàn)[18]和文獻(xiàn)[19]研究對(duì)象分別為T 形截面和+字形截面，考慮到600 MPa 級(jí)高強(qiáng)鋼筋混凝土研究較少，統(tǒng)計(jì)樣本少，所以把這兩篇文獻(xiàn)試件數(shù)據(jù)統(tǒng)計(jì)在內(nèi)。對(duì)65 個(gè)600 MPa 級(jí)高強(qiáng)鋼筋混凝土柱的暫時(shí)使用、修復(fù)后使用和接近倒塌時(shí)三個(gè)性能水平的位移角進(jìn)行統(tǒng)計(jì)，結(jié)果如圖7 所示。從圖7可以看出，600 MPa 級(jí)高強(qiáng)鋼筋混凝土柱的暫時(shí)使用、修復(fù)后使用和接近倒塌時(shí)三個(gè)性能水平的位移角均符合正態(tài)分布，性能水平為暫時(shí)使用、修復(fù)后使用和接近倒塌時(shí)的位移角統(tǒng)計(jì)參數(shù)見(jiàn)表8。

圖7 不同性能水平位移角統(tǒng)計(jì)Fig.7 Statistics of drift ratios at different performance levels

表7 文獻(xiàn)中600 MPa 級(jí)高強(qiáng)鋼筋混凝土柱不同性能水平下的位移角Table 7 Drift ratios of 600 MPa high-strength reinforced concrete columns with different performance levels in references

對(duì)于正常使用性能水平的位移角限值研究較少，無(wú)法進(jìn)行數(shù)理統(tǒng)計(jì)，因此，本文參考低強(qiáng)度鋼筋混凝土柱正常使用性能水平位移角限值取值方法[31]，正常使用性能水平的位移角限值與我國(guó)《建筑抗震設(shè)計(jì)規(guī)范》[22]規(guī)定的結(jié)構(gòu)在“小震”作用下彈性層間位移角取值相等，即取值為1/550。彈性層間位移角取值相等，即取值為1/550。彈性層間位移角取值相等，即取值為1/550。彈性層間位移角取值相等，即取值為1/550。彈性層間位移角取值相等，即取值為1/550。彈性層間位移角取值相等，即取值為1/550。彈性層間位移角取值相等，即取值為1/550。彈性層間位移角取值相等，即取值為1/550。彈性層間位移角取值相等，即取值為1/550。

在性能水平為暫時(shí)使用時(shí)，600 MPa 級(jí)高強(qiáng)鋼筋混凝土柱的位移角值在1/400～1/125 的安全保證率見(jiàn)表9；在性能水平為修復(fù)后使用時(shí)，600 MPa級(jí)超高強(qiáng)鋼筋混凝土柱的位移角值在1/400～1/50 的安全保證率見(jiàn)表10；在性能水平為接近倒塌時(shí)，600 MPa 級(jí)超高強(qiáng)鋼筋混凝土柱的位移角值在1/100～1/30 的安全保證率見(jiàn)表11。

表9 暫時(shí)使用位移角限值與保證率Table 9 Drift ratio limit and guarantee rate at temporary operation performance level

表10 修復(fù)后使用位移角限值與保證率Table 10 Drift ratio limit and guarantee rate at reparable operation performance level

表11 接近倒塌位移角限值與保證率Table 11 Drift ratio limit and guarantee rate at collapse prevention performance level

對(duì)于各性能水平時(shí)位移角限值保證率，陸本燕等[38]在進(jìn)行鋼筋混凝土橋墩各性能水平統(tǒng)計(jì)時(shí)安全保證率均大于90%；門進(jìn)杰等[23]進(jìn)行鋼筋混凝土框架柱各性能水平統(tǒng)計(jì)時(shí)認(rèn)為保證率沒(méi)有必要太高，建議保證率取70%～85%。600 MPa 級(jí)高強(qiáng)鋼筋的力學(xué)性能具有屈服起始點(diǎn)應(yīng)變和應(yīng)變強(qiáng)化起始點(diǎn)應(yīng)變大，而極限強(qiáng)度點(diǎn)應(yīng)變小的特點(diǎn)，其材料延性比400 MPa 級(jí)強(qiáng)鋼筋差，所以對(duì)于配置該類型鋼筋的混凝土柱位移角限值保證率應(yīng)該偏于安全，本文取大于等于90%。從表9～表11 可以看出：在保證率大于90%時(shí)，性能水平暫時(shí)使用、修復(fù)后使用和接近倒塌對(duì)應(yīng)位移角限值分別為1/150、1/80 和1/38。而對(duì)于低于600 MPa 強(qiáng)度的鋼筋混凝土框架結(jié)構(gòu)，美國(guó)FEMA 相關(guān)文件[39-40]、美國(guó)加州結(jié)構(gòu)工程師協(xié)會(huì)(SEAOC)相關(guān)文件[41]規(guī)定見(jiàn)表12 和表13。日本建筑學(xué)會(huì)建筑標(biāo)準(zhǔn)法( BSL) 采用兩水準(zhǔn)抗震設(shè)防，在中等強(qiáng)度地震作用下驗(yàn)算結(jié)構(gòu)的彈性層間位移，位移角限值為1/200；在強(qiáng)烈地震作用下進(jìn)行彈塑性變形驗(yàn)算，彈塑性層間位移角限值為1/100。

表12 FEMA 建議的不同性能水平下結(jié)構(gòu)的位移角限值Table 12 Drift ratio limits for structures at different performance levels in FEMA

表13 SEAOC 規(guī)定的混凝土框架層間位移角Table 13 Drift ratio limits of concrete frame in SEAOC

從上述可以看出，日本BSL 規(guī)定框架結(jié)構(gòu)可以修復(fù)的位移角約為1/200，而對(duì)于超高強(qiáng)鋼筋混凝土柱，修復(fù)后使用位移角具有90.34%安全保證率的限值為1/80，明顯比日本BSL 規(guī)定的限值大。對(duì)于防止倒塌位移角限值，上述3 個(gè)規(guī)范規(guī)定的范圍為1/100～1/25，我國(guó)《建筑抗震設(shè)計(jì)規(guī)范》[22]規(guī)定鋼筋混凝土框架結(jié)構(gòu)彈塑性層間位移角不超過(guò) 1/50，超高強(qiáng)鋼筋混凝土柱的防止倒塌位移角在99.30%安全保證率下的限值為1/60。

對(duì)于生命安全性能水平，該性能水平處于接近倒塌和修復(fù)后使用等兩個(gè)性能水平之間，則可簡(jiǎn)化取值為防止倒塌和修復(fù)后使用等兩個(gè)性能水平位移角限值的平均值，即于生命安全位移角限值約為1/70。

綜上所述，600 MPa 級(jí)高強(qiáng)鋼筋混凝土柱在不同性能水平時(shí)的位移角限值總結(jié)如表14 所示。

表14 600 MPa 級(jí)高強(qiáng)鋼筋混凝土柱位移角限值Table 14 Drift ratio limits of 600 MPa high strength steel bars reinforced concrete columns

4 結(jié)論

基于17 根HTRB630 高強(qiáng)鋼筋混凝土柱和3 根HRB400 鋼筋混凝土柱的擬靜力試驗(yàn)結(jié)果，驗(yàn)證了Kunnath 損傷模型的適用性和準(zhǔn)確性。結(jié)合參考文獻(xiàn)[13 - 21]中600 MPa 級(jí)高強(qiáng)鋼筋混凝土柱的試驗(yàn)數(shù)據(jù)，基于統(tǒng)計(jì)分析得到了不同性能等級(jí)下600 MPa 級(jí)高強(qiáng)鋼筋混凝土柱的位移角限值。主要結(jié)論如下：

(1) 與HRB400 鋼筋混凝土柱相比，縱筋等強(qiáng)代換后的HTRB630 高強(qiáng)鋼筋混凝土柱的滯回曲線的形狀沒(méi)有發(fā)生明顯改變，試件的承載力和位移延性變化不大。HTRB630 作為箍筋對(duì)試件的承載力影響較小。當(dāng)采用C60 混凝土且低配箍率時(shí)，箍筋等強(qiáng)代換后的HTRB630 高強(qiáng)鋼筋混凝土柱位移延性下降了29.05%；當(dāng)采用C60 混凝土且高配箍率時(shí)，構(gòu)件位移延性明顯提升。

(2) 通過(guò)對(duì)實(shí)驗(yàn)現(xiàn)象進(jìn)行分類描述，得到了試件的實(shí)測(cè)損傷指數(shù)。將實(shí)測(cè)損傷指數(shù)與Kunnath損傷模型計(jì)算的損傷指數(shù)進(jìn)行對(duì)比，驗(yàn)證了該損傷模型的適用性和準(zhǔn)確性。

(3) 根據(jù)HTRB630 高強(qiáng)鋼筋混凝土柱的破壞特點(diǎn)，以屈服點(diǎn)、峰值點(diǎn)和極限點(diǎn)作為高強(qiáng)鋼筋混凝土柱的性能水平控制點(diǎn)?；谛阅芸拐鹪O(shè)計(jì)的思想，將600 MPa 級(jí)高強(qiáng)鋼筋混凝土柱的性能水平劃分為五個(gè)性能水平，即正常使用、暫時(shí)使用、修復(fù)后使用、生命安全和接近倒塌性能水平。

(4) 結(jié)合參考文獻(xiàn)中48 個(gè)600 MPa 級(jí)高強(qiáng)鋼筋混凝土柱的試驗(yàn)數(shù)據(jù)和本文17 個(gè)HTRB630 高強(qiáng)鋼筋混凝土柱試驗(yàn)數(shù)據(jù)，基于數(shù)理統(tǒng)計(jì)分析得到了600 MPa 級(jí)高強(qiáng)鋼筋混凝土柱在暫時(shí)使用、修復(fù)后使用和接近倒塌三個(gè)性能水平下具有超過(guò)90%安全保證率的位移角限值分別為1/150、1/80和1/60。