碳纖維增強復合材料筋混凝土框架結構動力性能試驗研究*

張 石 張愛林 張艷霞 徐曉達 謝志強 徐新生

(1.北京建筑大學土木與交通工程學院, 北京 100044; 2.中冶建筑研究總院有限公司研究院, 北京 100088; 3.濟南大學土木建筑學院, 濟南 250022; 4.北京建筑大學大型多功能振動臺陣實驗室, 北京 102616)

0 引 言

鋼筋銹蝕已成為混凝土結構中亟待解決的問題[1],世界各地每年因鋼筋銹蝕造成嚴重的經(jīng)濟損失[2],有報告指出,2016年全球范圍內由腐蝕問題造成的經(jīng)濟損失約占3%[3]。如圖1所示,纖維增強復合材料(FRP)筋作為一種新型復合材料,具有抗拉強度高、質輕、耐腐蝕性好等優(yōu)良特性[4-7],可以取代鋼筋成為構件的主要受拉元件,顯著增強結構耐久性。目前,結構工程中常用的FRP材料主要有碳纖維增強聚合物(CFRP)、玻璃纖維增強聚合物(GFRP)和芳綸纖維增強聚合物(AFRP)等。其中CFRP筋具有高強輕質、抗腐蝕、耐老化、物理性能穩(wěn)定等優(yōu)勢,被廣泛應用于隧道、橋梁、機場塔臺、海工構筑物等工程設施中[8-10]。

近年來,有關FRP筋混凝土結構設計理論及工程應用方面的研究已成為我國土木工程界的研究熱點。但分析發(fā)現(xiàn),國內研究成果主要集中在FRP筋混凝土梁、柱構件受力性能,耐久性能,防火性能,感知性能等各種基本性能方面[11-14],有關FRP筋混凝土結構整體抗震性能方面的研究較少,制約了該結構的應用發(fā)展,形成了研究熱,但工程應用實例增加緩慢的局面。

a—FRP筋; b—FRP筋在某軌道交通工程地下連續(xù)墻中的應用。圖1 FRP筋及其工程應用示意Fig.1 Schematic diagrams of FRP bars and its engineering application

開展FRP筋混凝土結構的抗震性能方面的研究對保證其結構安全和工程應用極為重要,故國內外學者開展了一些關于FRP筋混凝土框架結構的抗震性能試驗和理論研究。Fukuyama等采用擬靜力試驗方法,進行了水平低周反復荷載作用下AFRP筋三層兩跨混凝土框架結構的抗震性能研究[15]。試驗中得到的滯回曲線明顯具有三個階段(在水平位移角小于0.005,試件沒有出現(xiàn)裂縫,處于彈性階段;在梁端位移角為0.02,柱端位移角為0.03時,滯回曲線出現(xiàn)峰值;峰值過后,在3層梁端位移角為0.045時,梁端底部的AFRP筋被壓碎),與構件壓碎失效時相比,框架破壞時的側向變形能力增大1倍以上,結構整體反映了較為明顯的延性特征,證明了在有抗震設防要求的地區(qū)采用AFRP筋替換混凝土框架結構中鋼筋的可行性?；贔ukuyama的研究成果,張洪達通過有限元模型分析了CFRP筋、GFRP筋、AFRP筋混凝土框架結構的承載力,結果表明采用彈性模量和抗拉強度更高的CFRP筋制作的混凝土框架承載力最高[16]。Sharbatdar等制作了不同配筋率的三個“T”形節(jié)點試件,梁柱縱橫筋均采用CFRP筋,網(wǎng)格狀配置,并對試件進行了循環(huán)荷載作用下的節(jié)點抗震性能試驗[17],結果表明:在反復加載下構件的節(jié)點位移比可以超過3%,滿足結構抗震的變形要求。由此可見,通過合理設計,FRP筋混凝土結構完全具備良好的抗震性能。

綜上所述,采用FRP筋替換混凝土框架結構中鋼筋是切實可行的。目前,研究者們主要采用擬靜力試驗方法分析FRP筋混凝土框架抗震性能,試件設計多為梁柱節(jié)點模型或單榀框架模型,但結構的整體動力性能研究較少,尚不明晰。地震模擬振動臺試驗方法可以較為真實地再現(xiàn)地震過程,是目前應用最廣、準確度最高的探究結構抗震性能和破壞機理的試驗方法。

有鑒于此,為了深入探究CFRP筋混凝土框架結構的抗震性能,設計加工縮尺比為1∶4的3層CFRP筋混凝土框架結構模型,開展振動臺試驗,模擬結構模型在遭受不同地震作用時的動力特性,通過結構在各級地震作用下的加速度、位移、內力等動力響應,分析結構整體抗震性能。

1 試驗概況

1.1 試驗模型

本試驗原型結構為一個三層兩跨的CFRP筋混凝土框架結構,該結構所在地區(qū)為7度抗震設防烈度,Ⅱ類場地類別,設計基本地震加速度為0.1g,設計地震分組為第一組。該結構首層層高3.75 m,二、三層層高3 m,建筑總高9.75 m。模型結構的混凝土采用細石混凝土,實測混凝土軸心抗壓強度為17.2 MPa,彈性模量為15.6×103MPa,梁、柱受力筋采用CFRP筋,其拉伸試驗依據(jù)GB/T 26743—2011《結構工程用纖維增強復合材料筋》進行,實測力學性能指標見表1。

表1 CFRP筋的力學性能指標Table 1 Mechanical properties of CFRP bars

考慮原型結構尺寸、振動臺臺面尺寸等因素,確定試驗結構為原型結構的1∶4縮尺模型,經(jīng)相似性分析及材料試驗修正,確定了動力相似系數(shù)(表2)、縮尺模型和試驗原型的概況(表3)[18]。

表2 試驗相似系數(shù)Table 2 Similarity coefficients of the test

值得注意的是,考慮現(xiàn)場澆筑施工的難易程度,結構模型的實際板厚為50 mm,大于按照試驗縮尺比計算的30 mm。此外,為滿足模型結構與原型結構的質量相似關系,需對模型結構增加配重,計算得配重后模型總質量為9.2 t。圖2a是模型結構的梁柱配筋圖,圖2b是模型結構的板配筋圖。由于CFRP筋與混凝土之間的握裹力與鋼筋相比稍弱,試驗采用CFRP粘貼膠將柱筋底端嵌套于300 mm長的鋼管內并埋于底座中,此外,將梁縱筋端外伸120 mm,柱縱筋頂端外伸350 mm,以避免試驗加載過程中發(fā)生CFRP筋滑移破壞,制作完成的模型結構如圖3所示。

1.2 振動臺試驗方案

根據(jù)GB 50011—2010《建筑抗震設計規(guī)范》[19]的要求,按建筑場地類別和設計地震分組選用實際強震記錄和人工模擬的加速度時程曲線,其中實際強震記錄的數(shù)量不應少于總數(shù)的2/3。選用3條實際地震波和1條人工波,分別為Taft波(TA)、El-Centro波(EL)、汶川波(WC)、蘭州人工波(LZH),其中模型結構對Taft波的地震反應最小,其次是El-Centro波,蘭州人工波次之,對汶川波的反應最大。為了避免前一次地震波輸入對模型造成的損傷影響后續(xù)地震激勵輸入引起的結構響應,地震波的輸入順序依次為Taft波、El-Centro波、蘭州人工波、汶川波。在開展振動臺試驗過程中,按時間相似系數(shù)縮短相應的持時,根據(jù)加載工況的區(qū)別,調整地震動峰值加速度。在輸入上述地震波前,對模型結構進行白噪聲掃頻,獲得其自振周期和阻尼等特性,所采用的白噪聲覆蓋范圍為0.2～50 Hz,最大峰值加速度50 cm/s2,持時60 s。4條波的加速度峰值從0.069g(7度多遇地震作用)遞增到0.788g(8度罕遇地震作用),振動方向有單向、雙向和三向,共37個工況,如表4所示。

表3 結構原型與試驗模型概況Table 3 Overview of structural prototype and test model

a—模型梁柱配筋; b—模型板配筋。h為樓板厚度。圖2 試驗模型構造 mmFig.2 Configuration of the test model

a—試驗模型吊裝就位; b—試驗模型配重。圖3 振動臺模型實物Fig.3 Entity model on the shaking table

表4 試驗工況Table 4 Test conditions

在地震激勵中,數(shù)字代表進程;字母代表地震波的種類,例如TA代表Taft波;X、Y、Z代表方向。加速度峰值中各向峰值比例為X∶Y∶Z=1∶0.85∶0.65。

1.3 測點布置

根據(jù)測試需求,本試驗共布置了32個加速度傳感器,剛性底座及模型結構各層分別布置了8個,其中,2個布置于Z向,X和Y向各布置3個,加速度傳感器測點布置如圖4所示。

圖4 加速度傳感器布置 mmFig.4 Distribution of acceleration sensors

2 試驗現(xiàn)象

1)進程1(7度多遇地震加速度0.069g):該過程中CFRP筋混凝土框架模型結構所受地震波的加速度峰值較小,結構振動相對較弱,僅在一層柱頂薄弱部位出現(xiàn)了細微的裂縫。說明該結構總體上仍處于彈性工作階段。一層柱之所以先于梁端出現(xiàn)裂縫,主要原因為:1)與二、三層相比,底層層高最大,相同柱截面條件下,一層柱下所受剪力、彎矩亦較大,易產(chǎn)生開裂;2)模型結構制作過程中,按縮尺比樓板厚度應為30 mm,實際澆筑了50 mm,增加了梁的剛度,造成柱端先于梁端開裂。

2)進程2(7度設防地震加速度0.197g):在三向地震波輸入后,原有裂縫繼續(xù)發(fā)展,此外,一、二層柱、梁端及節(jié)點位置不斷出現(xiàn)新的裂縫,且部分裂縫甚至貫穿整個構件截面,少量柱子的底端混凝土發(fā)生脫落,表明結構受到了一定的損傷,梁、柱構件有效慣性矩隨著裂縫的開展變小,結構整體剛度逐漸降低,側向變形開始變大。

3)進程3(7度罕遇地震加速度0.433g):在地震波作用下,模型結構在原有裂縫的基礎上繼續(xù)發(fā)展,柱頂、柱底及梁柱節(jié)點等位置出現(xiàn)多條貫通截面裂縫,與梁端相比,觀察發(fā)現(xiàn)柱端的裂縫數(shù)量明顯較多,結構整體剛度明顯降低,柱端開始出現(xiàn)混凝土壓碎脫落現(xiàn)象,結構損傷加劇,側向變形明顯增大,但主要受力筋應力應變狀態(tài)仍處于彈性變形狀態(tài),卸載后變形仍可恢復,側向變位基本歸零。

4)進程4(8度罕遇地震加速度0.788g):在X向0.788g波激勵作用下,結構模型發(fā)生劇烈振動,發(fā)出明顯的爆裂聲,同時可以聽到混凝土被壓碎的聲音,部分混凝土碎塊掉落。在XY雙向地震波輸入后,裂縫持續(xù)發(fā)展,混凝土剝落現(xiàn)象更為嚴重,1層3×C柱頂出現(xiàn)漏筋,同時可以觀察到部分纖維筋斷裂,如圖5所示。該階段破壞形態(tài)類屬于超筋破壞,CFRP筋應力尚未達到極限狀態(tài),混凝土已被壓碎,結構破壞,但尚未垮塌。之所以出現(xiàn)纖維筋斷裂現(xiàn)象,檢查后發(fā)現(xiàn)是由于結構模型制作過程中,破壞節(jié)點處混凝土振搗不密實,造成局部蜂窩,部分纖維筋受剪斷裂。

a—一層柱底混凝土脫落; b—一層節(jié)點漏筋; c—一層柱腳破壞; d—一層節(jié)點破壞。圖5 模型在加速度峰值為0.788g下裂縫破壞情況Fig.5 The crack failure of the model under the peak acceleration of 0.788g

5)需要說明的是,試驗進程中觀察到,各層梁端裂縫的數(shù)量和寬度均小于柱端裂縫。這主要源于,模型結構的實際板厚大于縮尺計算值,考慮板對梁的翼緣作用,梁的實際剛度會相應提高,繼而妨礙了“強柱弱梁”的建立。此外,由于CFRP筋的彈性模量為140 GPa,遠低于鋼筋,其受力后變形大于普通鋼筋,容易使構件產(chǎn)生較大變形和裂縫,使得結構模型的抗震性能與普通鋼筋混凝土框架結構有較大差異。

3 試驗結果分析

3.1 模型結構動力特性

如前所述,可通過輸入白噪聲對模型結構進行掃描,獲得結構模型的自振周期和自振頻率值,繼而可以通過結構自振周期在經(jīng)歷地震波激勵前后的變化評估結構的損傷情況。若震后結構自振周期增加,表明結構剛度退化,結構發(fā)生了損傷,可通過自振周期變化率的大小評估其損傷的程度。

鑒于模型反饋可能使輸入波信號發(fā)生畸變,所以可以模擬各測點的白噪聲反應信號(輸入)對臺面白噪聲信號(輸出)做傳遞函數(shù):

(1)

式中:S1(w) 為輸入信號;S2(w)為輸出信號的功率譜。

可采用傅里葉變換,如式(2)所示,計算功率譜。

(2)

式中:f(t)為加速度函數(shù);w為頻率;t為時間。

利用傳遞函數(shù)獲得模型加速度響應的幅頻特征圖,取峰值點對應的頻率即為模型的自振頻率,進而可得到自振周期,據(jù)此可以繪制模型的自振周期變化曲線,如圖6所示。

從圖6可以看出:由進程1到進程4,CFRP筋混凝土框架結構模型的自振周期不斷變大;在7度設防地震作用前,X向自振周期增幅僅6%,Y向9%,剛度退化并不明顯;在8度罕遇地震作用后,與震前(0-WN)相比,X向增大54%,Y向增大60%,表明隨著地震激勵作用的增強,結構剛度產(chǎn)生較為明顯的退化,結構模型出現(xiàn)一定程度的損傷。

圖6 模型自振周期變化示意Fig.6 Variation of natural vibration period of the model

3.2 加速度響應

不同水準地震下模型結構各層的加速度峰值和加速度放大系數(shù)可由試驗獲得,圖7為結構模型X方向的加速度峰值,圖8為結構模型X方向的加速度放大系數(shù)包絡圖。由圖7、8可知: 1)不同工況下模型的加速度峰值及加速度放大系數(shù)總體上隨樓層的增高呈增大趨勢,最大值出現(xiàn)在頂層,表明由進程1到進程4,盡管剛度不斷下降,但結構仍具備向上傳遞地震反應的剛度儲備; 2)輸入地震波的頻譜特性和結構自振特性均影響著加速度放大系數(shù),4種地震波的頻率成分各不相同,故對結構模型的作用效應不同,其中WC波的影響最大,TA波的影響最小;3)隨著地震作用的增強,結構模型各層的加速度放大系數(shù)總體上呈現(xiàn)不斷降低趨勢,這主要源于結構模型整體剛度的不斷退化和損傷的持續(xù)累計;4)在前兩個進程中,結構模型的損傷相對較小,模型加速度放大系數(shù)隨樓層的增高顯著增大。而在后兩個進程中,混凝土開裂嚴重,結構剛度退化進一步加劇,模型加速度放大系數(shù)呈逐漸變小趨勢。但由于CFRP筋仍處于彈性變形狀態(tài),結構模型并未出現(xiàn)明顯的殘余變形,隨樓層增高,模型加速度放大系數(shù)變化幅度變小,作用停止后,模型結構仍可恢復原始狀態(tài),這種現(xiàn)象與鋼筋混凝土結構存在明顯差異。

a—TA波; b—EL波; c—LZH波; d—WC波。0.069g; 0.197g; 0.433g; 0.788g。圖7 模型在不同水準地震作用下各層加速度峰值Fig.7 Peak acceleration of each layer of the model under different earthquakes

a—TA波; b—EL波; c—LZH波; d—WC波。0.069g; 0.197g; 0.433g; 0.788g。圖8 不同水準地震作用下模型各層加速度放大系數(shù)包絡圖Fig.8 Envelope diagrams of acceleration amplification coefficients of each layer of the model under different earthquakes

3.3 側向位移

試驗已獲得各工況下不同測點的加速度數(shù)據(jù),將其進行二次積分即可得到相應的位移時程。根據(jù)不同工況的位移數(shù)據(jù),可以得到結構模型在不同地震波作用下的最大相對位移值。X向地震波作用下不同加速度峰值的樓層位移對比如圖9所示。由圖9可知,在彈性工作階段,隨著樓層增高,模型結構各層的位移變化曲線近似于線性增加。在相同地震波激勵下,隨著加速度峰值的提高,模型結構各層的相對位移響應逐漸增大,并趨于非線性“剪切型”曲線,反映了結構抗側剛度逐漸減小。此外,在加速度峰值相同、地震波類型不同的情況下,模型結構的位移反應存在明顯差別。在WC波的作用下,模型結構的樓層位移反應最大,LZH波和EL波相繼次之,TA波的激勵反應最弱,模型結構的位移最小。表明不僅輸入地震波的加速度峰值影響著結構模型的最大位移反應,地震波的頻譜特性亦起著關鍵的作用。因此,在試驗設計中,同一加速度峰值下,地震波的輸入順序應按照TA波、EL波、LZH波、WC波進行排列,以避免結構模型因前次地震作用過強導致較為嚴重的損傷,影響后續(xù)試驗的結果。

a—0.069g; b—0.197g; c—0.433g; d—0.788g。TA; EL; LZH;WC。圖9 不同地震波下結構模型的相對位移最大值Fig.9 Maximum relative displacements of the model structure under different types and levels of seismic waves

4 基于層間位移角的抗震性能評價

根據(jù)模型結構各樓層的位移數(shù)據(jù),可以獲得各樓層的最大層間位移角。針對CFRP筋混凝土框架結構的層間位移角限值,目前尚未有研究給出較為明確的建議,故在評價CFRP筋混凝土框架結構的抗震性能時,暫將不同地震波作用下結構模型的層間位移角值與GB 50011—2010給定的鋼筋混凝土框架結構層間位移角限值(表5)進行對比,并其繪制于圖10。

表5 GB 50011—2010中鋼筋混凝土地框架結構性能水準和變形限值Table 5 Performance standards and deformation limits of reinforced concrete frame structures in GB 50011—2010

由圖10可以發(fā)現(xiàn),結構首層的層間位移角值一般最大,說明在地震波作用下,結構首層為薄弱層,變形較為顯著,最易發(fā)生損壞;此外,在4種類型的地震波作用中,WC波引起的結構層間位移角最大,引起的破壞也較為嚴重,進一步表明,地震波的頻譜特性影響著結構的地震反應。此外,在加載的4條不同地震波激勵下,模型結構的層間位移角呈現(xiàn)了一定的離散性。故可采用層間位移角均值作為標準參數(shù),以更好地綜合評價結構整體的抗震性能。將結構模型的試驗結果與表5規(guī)定的抗震性能水準進行了對比分析,并匯總于表6。

a—0.069g; b—0.197g; c—0.433g; d—0.788g。TA; EL; LZH; WC; 1/550; 1.8×1/550; 3.5×1/550; 0.9×1/50; 1/50。圖10 結構層間位移角包絡線Fig.10 Envelope lines of inter-story displacement angles of the structure

表6 結構抗震性能水準Table 6 Seismic performance of the structure

由表6分析發(fā)現(xiàn),在加速度峰值為0.788g的罕遇地震作用下,模型結構雖然未發(fā)生倒塌,結構已達到嚴重破壞。此時,模型結構最大層間位移角值為0.017 4,未達到GB 50010—2010規(guī)定的1/50層間位移角限值。因此,CFRP筋混凝土框架結構的層間位移角限值按照鋼筋混凝土框架結構的限值取值會偏于不安全,故應通過試驗研究及理論分析,確定安全合理的CFRP筋框架結構層間位移角限值,以保障結構安全。

5 結束語

1)隨著地震激勵作用的增強,CFRP筋混凝土框架模型結構的自振周期不斷變大,表明結構整體剛度不斷降低,逐漸出現(xiàn)不同程度的損傷。但結構模型總體具備良好的抗震性能,可以滿足抗震設防的“三水準”要求。

2)在地震作用下,由于首層層高較高,首層柱的抗側剛度小于二、三層框架柱,更易發(fā)生較大的結構變形,成為結構的薄弱層。故在CFRP筋混凝土框架結構的設計過程中,結構各層剛度是重要的參考因素,可以通過增大柱截面的方式對結構薄弱層采取有效的抗震加強措施。

3)在同一加速度峰值激勵下,施加的4種地震波中WC波作用下模型結構的樓層位移最大,LZH波和EL波相繼次之,TA波的激勵反應最弱,結構模型的位移最小。表明不僅輸入地震波的加速度峰值影響著結構模型的最大位移反應,地震波的頻譜特性亦起著關鍵的作用。在試驗設計中,同一加速度峰值下,地震波的輸入順序應按照引起位移從小到大的情況進行排列,以避免結構模型因前次地震作用過強導致較為嚴重的損傷,影響后續(xù)試驗工況的順利進行。

4)在經(jīng)歷加速度峰值為0.788g的罕遇地震作用后,結構模型破壞較為嚴重,但尚未發(fā)生倒塌現(xiàn)象,最大層間位移角值為1/60,CFRP筋混凝土框架結構的層間位移角限值按照1/50取值偏于不安全。故應通過試驗研究及理論分析,確定安全合理的CFRP筋框架結構層間位移角限值,為結構設計及工程實踐提供科學的參考依據(jù)。