0 引言

　　 我国现行《建筑抗震设计规范》(GB 50011—2010) ^[1](简称《抗规》)中规定，梁柱节点处应满足“强柱弱梁”破坏机制。但震害调查显示，即使严格按照《抗规》设计的框架结构，在汶川地震和芦山地震中也大多呈现“强梁弱柱”的破坏形式 ^[2,3,4]。发生这种震害现象的一个重要原因是我国《抗规》仅分别考虑两个主轴方向的承载力验算，没有考虑地震动作用方向的多维性和任意性，但在实际地震中结构平面内任意方向都有可能成为其最不利作用方向。当地震动沿结构非主轴方向输入时，框架柱要承担地震作用在其两个主轴方向产生的内力，而框架梁只需承担其各自所在主轴上的内力，且楼板的存在对梁的强度有一定的加强作用，导致斜向地震作用时节点不能满足“强柱弱梁”的要求。目前，关于梁的抗震性能方面的研究已较为成熟，如何改善钢筋混凝土柱在斜向地震作用下的抗震性能仍需要进一步研究。

　　 许多学者通过低周往复加载试验对钢筋混凝土的抗震性能进行了研究。Rodrigues等 ^[5,6,7]、李宏男等 ^[8]、王社良等 ^[9]研究了不同加载路径对钢筋混凝土柱抗震性能的影响，结果表明，双向加载对柱两个主轴方向的初始刚度影响不大，但会使混凝土在加载后期强度和刚度退化加快；试件的延性系数随着加载角度的增加而增大。Del Zoppo等 ^[10]通过进行双向压弯试验对钢筋混凝土柱的抗震性能进行了研究，结果表明，钢筋混凝土柱受到双向压弯作用后，其变形能力会降低，且变形能力的降低要高于其强度的降低。Ousalem等 ^[11]、李义柱等 ^[12]研究了配置高强纵筋的钢筋混凝土柱的抗震性能，结果表明，配置高强钢筋有助于提高柱的承载力，减缓试件累积损伤，改善强度退化。史庆轩等 ^[13]研究了高强箍筋对钢筋混凝土柱抗震性能的影响，试验表明，采用高强箍筋柱的水平承载力无明显变化，其延性和耗能能力等抗震性能得到提高。李艳艳等 ^[14]研究了同时配置高强纵筋和箍筋混凝土柱的抗震性能，结果表明，配置高强钢筋后，柱的承载能力得到提高，但其延性和耗能能力略有降低。钢板网具有抗拉强度高、韧性及延性好、抗裂性能较好、整体性强的特点，对结构进行加固时施工难度低，可以进一步应用于改善钢筋混凝土柱抗震性能。EI-Kholy 等 ^[15]、Morshed等 ^[16]分别研究了钢板网对钢筋混凝土长柱和短柱抗震性能的影响，结果表明，钢板网约束可以有效提高柱的承载力和变形能力。李振宝等 ^[17]研究了不同加固形式的钢板网对钢筋混凝土柱抗震性能的影响，结果表明，外包钢板网的约束效果优于内包钢板网。

　　 柱作为重要的竖向承重构件，其抗震性能的好坏是影响结构整体安全性的重要因素。为研究钢筋混凝土柱受到非主轴方向地震作用时的抗震性能，设计了5个配有HTRB630级高强钢筋的混凝土柱，并进行低周反复加载试验，分析斜向地震下加载角度和柱端部用钢板网约束对混凝土柱的滞回性能、承载力和延性等抗震性能指标的影响，以期为实际工程设计提供参考。

1 试验概况

1.1 试验设计

　　 本文共设计5个轴压比为0.6的高强钢筋混凝土柱试件，各试件设计参数见表1。柱截面均为300mm×300mm的方形截面，柱高H为1 200mm, 混凝土强度等级为C40,柱身纵筋采用12根直径为16mm的HTRB630级钢筋，沿截面均布，配筋率为2.68%;箍筋采用直径为8mm的HTRB630级钢筋，间距为50mm, 配箍形式为井字复合箍形式，体积配箍率为1.935%;混凝土保护层厚度为20mm。试件截面尺寸及配筋满足《混凝土结构设计规范》(GB 50010—2010)的构造要求，具体如图1所示。钢板网选用圆孔钢板网，外包高度为300mm, 厚度为3mm, 圆孔直径为5mm, 孔间距为5mm, 材料强度等级为Q235。实测混凝土及钢筋的力学性能分别见表2和表3。

　　 试件设计参数 表1

试件	轴压比	加载角度/°	端部钢板 网约束	钢板网体积 配筋率/%
LC-1	0.6	0(主轴方向)	无	0
LC-2	0.6	30	无	0
LC-3	0.6	45	无	0
LC-4	0.6	30	有	6.1
LC-5	0.6	45	有	6.1

 

　　  

　　 混凝土性能指标 表2

强度等级	立方体抗压强度 fcuk/MPa	轴心抗压强度 fck/MPa	弹性模量 Ec/MPa
C40	60.4	45.3	3.60×104

 

　　  

　　 钢筋性能指标 表3

钢筋直径/mm	钢筋类型	屈服强度 fy/MPa	抗拉强度 fu/MPa	弹性模量 Es/MPa
8	箍筋	601	885	2.29×105
16	纵筋	668	854	2.45×105

 

　　  

　　 图1 试件几何尺寸及配筋 

　　  

　　 制作试件时首先绑扎钢筋骨架，为了试验加载时方便，将斜向加载的柱身截面与底座呈30°或45°布置，无钢板网约束的试件LC-1～LC-3在钢筋骨架绑扎完成后直接进行支模、浇筑混凝土。对于端部采用钢板网约束的试件LC-4和LC-5,首先将图2(a)所示的U形卡扣套在纵筋上，在U形卡扣上穿过螺杆并拧紧螺母，使其固定在图2(b)和图2(c)中的纵筋与箍筋节点处。然后在钢筋骨架外侧放置钢板网，使其内表面与U形卡扣90°弯折部分外侧贴紧，端部与柱底留5mm缝隙，保证钢板网在提供约束的同时不参与柱端的受力，并在钢板网局部缠绕扎丝，使其固定，连接好钢板网后的钢筋骨架如图2(d)所示。最后支模浇筑混凝土，浇筑完成后钢板网外表面与柱表面齐平，以期通过这种加固措施提高对柱端混凝土的约束程度，提高柱的抗震性能。

　　 图2 试件制作 

　　  

1.2 加载方案

　　 本试验在山东建筑大学建筑结构加固改造与地下空间工程教育部重点实验室进行。加载时首先按照设计轴压比施加竖向荷载，到达预定轴力后保持恒定，然后施加水平荷载。水平荷载采用低周反复加载方式，通过位移控制，每级控制位移下循环2次，初始位移为2mm, 加载位移在2～10mm范围内，位移增量为4mm, 10～50mm位移加载段位移增量为5mm, 50mm之后位移增量为10mm, 直至试件无法继续加载时停止加载，试验结束。加载制度如图3所示。规定作动器施加推力时对应的荷载及位移为正，施加拉力时对应的荷载及位移为负。用数据采集系统采集加载荷载与柱端加载点处位移，以其为依据绘制滞回曲线，并人工观察测绘裂缝。试验加载装置如图4所示。

　　 图3 位移加载制度  

　　  

　　 图4 试验加载装置 

　　  

2 试验破坏特征

　　 图5、图6分别为各试件的观测面定义和最终破坏形态。

　　 图5 试件观测面定义

　　  

　　 试件LC-1在2mm位移时开始出现水平弯曲裂缝，继续加载，东、西两面的水平裂缝继续发展，南、北两面出现弯剪斜裂缝；在50mm位移时，柱底保护层混凝土逐渐压碎，箍筋露出；试件破坏时，柱底混凝土大面积脱落，四个角部纵筋断裂，试件呈现弯曲破坏特征。试件LC-2在2mm位移时开始出现水平裂缝，位移增加，裂缝数量增多，弯剪斜裂缝和压劈裂缝出现；在45mm位移时，东、西两侧角部混凝土逐渐脱落；试件破坏时，

　　 图6 试件破坏状态 

　　  

　　 角部箍筋露出，东、西角部纵筋断裂，试件呈现弯曲破坏特征。试件LC-3在2mm位移时，柱身底部出现水平裂缝，继续加载，裂缝分别从东、西两角向相邻两面发展，逐渐形成弯剪斜裂缝；在30mm位移时，角部混凝土开始脱落；试件破坏时，柱底大面积混凝土压碎破坏，部分箍筋暴露，角部纵筋断裂，试件呈现弯曲破坏特征。

　　 试件LC-4在6mm位移时，在钢板网上边缘处开始出现水平裂缝，继续加载，裂缝数量增多，弯剪斜裂缝出现；在加载中后期，钢板网逐渐鼓起；试件破坏时，部分纵筋断裂，试件除与钢板网上边缘接触的混凝土小部分脱落外，其余表面没有压碎的现象，柱身保持完整，试件呈现弯曲破坏特征。试件LC-5在6mm位移时，在钢板网上边缘出现多道水平裂缝和细小的竖向裂缝，继续加载，裂缝数量增多，且以弯剪斜裂缝为主；在35mm位移时，钢板网上边缘处混凝土开始脱落；试件破坏时，钢板网压屈，部分纵筋断裂，试件呈现弯曲破坏特征。

　　 总体来看，同主轴加载相比，斜向加载试件的塑性铰区域高度更大，且主要集中在沿加载方向轴线对应的两个角部，在距柱底1倍柱宽内发展，破坏更为严重。此外，30°方向加载的试件裂缝沿加载方向相邻两面发展，破坏程度不一致，以西南、东北面为主，而45°方向加载的试件在轴线相邻两面的破坏程度较一致。外包钢板网后，塑性铰区域延伸至钢板网上边缘0.5倍柱宽范围内，钢板网约束范围内的混凝土碎而不落，破坏程度远小于无约束的试件。

　　 图7 各试件滞回曲线 

　　  

3 试验结果分析

3.1 滞回性能

　　 图7为各试件水平荷载-位移滞回曲线，其中F为实测水平荷载，Δ为加载点处的实测水平位移，θ为水平位移角(θ=Δ/H)。

　　 由图7可知，各试件滞回曲线均较为饱满，呈“梭形”,表明试件具有良好的承载和耗能能力。在试件的加载过程中，每级位移下的滞回环大致重合，但由于加载后期纵向钢筋断裂，滞回环出现明显下降的情况。试件LC-2和LC-3的滞回曲线饱满程度明显低于试件LC-1,这是由于斜向荷载作用下，塑性铰区域由柱底部全截面变为集中在两个角部发展，柱中混凝土与钢筋参与工作的部分减少，混凝土大面积脱落，柱的抗震性能降低。与试件LC-3相比，试件LC-2的滞回曲线在峰值荷载后下降趋势加快，残余变形较大。外包钢板网加固后，试件LC-4和LC-5较试件LC-2和LC-3经历的循环次数明显增多，滞回曲线更加饱满，加载后期滞回曲线下降趋势较为缓和，同一级位移下的残余变形略有降低，这是因为外包钢板网能够在提高内部混凝土强度的同时使其不脱落，在后期混凝土仍然能够发挥承载能力，从而改善了柱的抗震性能。

3.2 骨架曲线

　　 图8为各试件的骨架曲线。由图可知，试件的骨架曲线均呈3个阶段发展：加载位移较小时，试件尚未开裂，其荷载呈弹性增长，此阶段为线性增长阶段；随着加载位移的增加，试件表面出现多条细密裂缝，骨架曲线斜率减小，当骨架曲线与横轴平行时水平荷载达到峰值，此阶段为裂缝发展阶段；峰值荷载点后，试件水平位移继续增大而水平荷载逐渐降低，柱底部混凝土开始脱落，此阶段为荷载下降段。因此将屈服荷载点、峰值荷载点和极限荷载点作为骨架曲线的三个特征点。

　　 比较试件LC-1～LC-3可知，随加载角度的增大，试件的峰值荷载降低，这是因为塑性铰区域的高度增大，破坏更为严重。与试件LC-4相比，试件LC-5在试验加载前期强度增长快，峰值荷载点较早出现，二者强度退化趋势无明显差别，由此表明，采用钢板网约束可以有效提高加载角度较大试件的强度。试件LC-4和LC-5较试件LC-2和LC-3的峰值荷载明显增加，峰值荷载与后期强度下降趋势均较为接近，甚至与试件LC-1表现出相似的特性。这是因为钢板网提供的侧向约束力使混凝土的强度得到提高，试件在不同加载角度下的混凝土脱落情况相差不大，柱身保持较为完整的状态，从而在提高柱的抗震性能的同时降低了加载角度对柱产生的不利影响。

　　 图8 各试件骨架曲线 

　　  

3.3 承载能力及延性

　　 各试件特征点荷载与位移试验结果见表4,其中，试件的屈服荷载点Y由能量等值法确定，即S_OAB=S_BCM,如图9所示。取荷载下降至峰值荷载的85%时所对应的点为极限荷载点；若荷载没有下降至峰值荷载的85%时柱已破坏，则取试验结束时所对应的点为极限荷载点。试件的延性系数μ= Δ_u/Δ_y。

　　 特征点的荷载与位移试验结果 表4

试件编号	加载方向	屈服状态		峰值状态		极限状态		延性系数
		Fy/kN	Δy/mm	Fm/kN	Δm/mm	Fu/kN	Δu/mm	μ	平均值
LC-1	正向	197.04	18.71	229.51	28.00	195.09	72.02	3.85	5.18
	负向	216.93	15.06	254.87	59.98	216.64	97.89	6.50
LC-2	正向	170.08	15.99	199.41	28.01	169.50	65.85	4.12	3.57
	负向	197.10	26.52	224.84	69.98	223.24	79.99	3.02
LC-3	正向	155.42	16.03	188.08	39.96	159.87	77.52	4.84	4.02
	负向	188.61	24.51	209.24	59.99	177.85	78.57	3.21
LC-4	正向	188.19	19.62	222.31	39.95	188.96	85.43	4.35	3.67
	负向	223.06	33.25	263.18	49.97	223.71	99.25	2.98
LC-5	正向	191.76	16.24	224.87	35.00	191.14	80.24	4.94	4.87
	负向	214.38	20.80	256.07	49.99	219.46	99.96	4.80

 

　　 注：F_y,F_m,F_u分别为屈服荷载、峰值荷载、极限荷载；Δ_y,Δ_m,Δ_u分别为屈服位移、峰值位移、极限位移；μ为延性系数。

　　  

　　 图9 特征点计算 

　　  

　　 由表4可知，各试件延性系数平均值均大于3,高于我国《抗规》规定的弹塑性层间位移角限值1/50,表明各试件具有较好的弹塑性变形能力。各试件的正向特征点荷载均小于负向特征点荷载，这是因为初始加载时柱的正向受拉已经出现损伤，致使正、负两方向的承载能力出现差异。部分试件的正、负向延性系数差异较大，这是由于一个方向达到极限无法继续承载，而另一方向仍然具有良好的承载能力时试验已经结束，从而无法得到极限荷载所对应的真实极限位移值，故计算得到的延性系数较小。比较试件LC-2～LC-5延性系数可知，斜向加载试件随加载角度的增大，延性系数增大13%～33%,试件的变形能力增强。其原因是加载角度较小时，沿加载方向试件左右两侧的钢筋和混凝土分布不对称，一侧未充分发挥其作用时另一侧已经达到了破坏极限。随加载角度增大，试件在加载方向两侧的钢筋和混凝土分布趋于对称，变形协调性能更好。

　　 试件LC-4较试件LC-2的F_y,F_m,F_u分别提高12%,14%,6%,延性系数提高3%;试件LC-5较试件LC-3的F_y,F_m,F_u分别提高19%,21%,21%,延性系数提高26%。由此可见，外包钢板网可有效提高钢筋混凝土柱的承载力和变形能力，且对加载角度较大的柱的提高程度较大。这是由于钢板网加固提供了侧向约束，减轻了表面混凝土的脱落程度，内部混凝土在压碎的情况下仍然能够提供承载能力，故钢筋混凝土柱承载能力提高，极限位移增大，而屈服位移增长较小，从而使柱的延性系数增大。

3.4 耗能能力

　　 构件在地震作用下的耗能能力是评价其抗震性能的重要指标，本文采用累积耗能对试件的耗能性能进行分析。各试件累积耗能结果见表5。由表5可知，与试件LC-1相比，试件LC-2和LC-3的累积耗能降低，下降幅度为40%,其原因是相对于水平加载的试件，斜向加载试件的裂缝发展不够充分，主要集中于沿加载方向的柱端角部范围，使柱整体参与耗能的程度降低。试件LC-3较试件LC-2的累积耗能提高2.5%,试件LC-5较试件LC-4 的累积耗能提高8.5%,表明斜向加载时，随加载角度增大，试件的累积耗能能力提高。其原因是45°方向加载的试件在加载过程中产生的裂缝更多，耗散的能量更多。试件LC-4较试件LC-2的累积耗能提高43.7%,试件LC-5较试件LC-3的累积耗能提高52.2%,耗能能力均得到大幅度提升，说明钢板网能够较好地与钢筋和混凝土共同工作，延缓了裂缝的发展过程，有效提高了钢筋混凝土柱的耗能能力。

　　 试件的累积耗能 表5

试件编号	LC-1	LC-2	LC-3	LC-4	LC-5
累积耗能 Ep/(kN·mm)	269 779	158 076	161 977	227 223	246 524

 

　　  

3.5 刚度退化

　　 本文采用环向刚度K来评价刚度退化现象，即取每级循环的滞回环正、负向最大荷载与相应水平位移的比值。各试件的刚度退化曲线见图10。

　　 由图10可知，各试件的刚度随柱端加载位移的增大而逐渐降低，且在前期下降程度较快，后期下降较为缓慢，这是因为加载前期混凝土不断开裂所致。试件的正、负向初始刚度不对称，主要原因是先加载一侧的混凝土早于另一方向混凝土发生损伤，致使两方向刚度有差别，但随着不断往复加载，试件正向和负向的刚度逐渐接近。比较试件LC-1～LC-3可知，随加载角度的增加，试件刚度减小，这是因为随加载角度的增大，钢筋混凝土柱累积损伤更多。试件LC-4较试件LC-2、试件LC-5较试件LC-3在加载后期的刚度大，且刚度退化程度变缓，其原因是钢板网对柱端提供的约束力减缓了柱的损伤程度，有效提高柱的刚度，并改善其刚度退化的程度。

　　 图10 试件刚度退化曲线 

　　  

4 结论

　　 (1) 各试件均呈现弯曲破坏特征。与主轴加载试件相比，非主轴方向无约束试件的裂缝分布范围更广，并以弯剪斜裂缝为主，塑性铰区域在柱的两个角部距柱端1倍柱宽范围内集中发展，随加载角度的增加，试件的破坏程度增大。

　　 (2) 同无约束的斜向加载试件相比，端部采用钢板网约束试件的塑性铰区域在钢板网范围内及距钢板网上端0.5倍柱宽范围内发展。钢板网切开后，内部混凝土虽有压碎但混凝土的脱落程度降低，因此外包钢板网具有较好的约束作用。

　　 (3)斜向加载试件的承载能力、变形能力和耗能性能等抗震性能均低于主轴方向加载试件。斜向加载条件下，随加载角度的增大，无约束试件的峰值荷载降低，整体累积耗能能力变强。与无约束斜向加载试件相比，端部采用钢板网约束后试件内部混凝土的约束作用增强，其屈服荷载、峰值荷载和极限荷载均显著提高，变形能力增强，刚度增大，滞回环更加饱满，更重要的是可以减轻加载角度的变化对试件的不利影响，抗震性能得到显著改善。