復合加固震損RC 框架抗震性能試驗研究

褚云朋，施畢新，鐘 燕，龔寅東，封天賜

(1. 西南科技大學土木工程與建筑學院，綿陽 621010；2. 工程材料與結構沖擊振動四川省重點實驗室，綿陽 621010)

RC 框架在地震中破壞主要表現為靠近節點的柱端部混凝土破碎，需快速有效地修復及加固[1]。結合《建筑抗震設計規范》(GB 50011-2010)[2]相關規定，恢復并提高其抗震性能。碳纖維(CFRP)布加固RC 框架抗震性能研究及應用已較多，對其加固后抗震性能也較明確，有相應規范可指導工程設計施工；單一使用對承載力和抗剪剛度提高有限，更難以提高節點抗震性能，達不到節點加固效果；有機膠長期持荷強度較低，耐老化性能相對較差，對使用環境溫度有限制。外包型鋼加固能大幅提高原構件承載能力，發揮鋼材高強度和延性性能，且對被加固構件影響小、施工速度快，但型鋼和混凝土材性差異會造成剛度不協調[3]，協同工作性能差，綜合考慮對梁抗彎承載力提升方面加固效率低于纖維材料。部分學者采用外粘角鋼提高試件極限承載能力，但角鋼強度得不到充分發揮，大部分角鋼在試驗過程中由于灌注膠不均勻，導致粘結力不夠使得二者接觸不充分，作用降低明顯。

考慮到震損框架柱底塑性鉸轉動能力明顯，會存在柱縱筋失效，僅采用CFRP 布加固后難恢復其正截面承載力，且保證節點有足夠轉動能力。提出對柱底粘貼CFRP 布后，再后置角鋼的復合加固思路，角鋼除可補強正截面承載力外，還可大幅提高柱底抗剪能力，在拉壓變形過程中參與耗能，提高加固后框架延性，也可作為柱底截面縱筋失效后的“二次設防”。相較于單一粘貼CFRP 布及外粘型鋼，復合加固既能有效提高框架承載力及延性，具有很強的現場施工工藝優勢，彌補各自單一加固框架的不足，又能依據框架梁柱及節點受力特點進行加固具有更強針對性。

目前針對震損框架采用角鋼和CFRP 復合方法加固的研究尚處于起步階段，部分學者開展了復合加固后框架的抗震性能試驗。王新玲等[4]研究表明其承載力和耗能能力都得到了提高，同時承載力明顯比采用CFRP 加固提高得多。Alaedini 等[5]研究表明，加固可有效延緩框架剛度和承載力退化，耗能能力和延性提高明顯。Wang Daiyu 等[6]研究表明加固提高了開裂荷載及極限荷載，加固后耗能能力提高且延緩剛度退化，但角鋼與加固件間空隙需注入乳膠水泥，避免鋼板與原結構存在受力不同步現象。復合加固僅能局部提高承載性能，但不能明顯提高整體剛度及承載能力，尤其針對老舊混凝土框架存在的強度低、截面小及柱軸壓比不滿足現有規范要求等問題，很難解決，加固后也很難滿足規范要求的相關指標。

依據“強節點弱桿件”的抗震設計理念，采用角鋼及CFRP 協同提高節點及梁柱局部抗震性能，再輔以支撐提高結構抗震能力，且局部加強能為整體性能提高提供保證，進而達到整體提高結構抗震性能的效果。提出了采用CFRP、角鋼及斜向支撐的3 種聯合使用的復合加固方法，實現優勢互補，具體細部構造見專利[7]。

本文采用試驗方法，探討三種不同加固方法對加固受損后RC 框架抗震性能、損傷機理及破壞模式等性能影響，獲得滯回曲線、骨架曲線、荷載、延性、承載力及剛度退化等性能指標，為RC 框架震損后的復合加固提供數據參考。

1 試驗概況

1.1 試件設計

制作了4 榀1/2 縮尺比例RC 框架模型，混凝土強度等級為C30，縱筋采用HRB400 級，箍筋采用HPB300 級。框架軸線寬度2800 mm，柱截面尺寸為200 mm×200 mm，梁截面尺為150 mm×200 mm；鋼筋錨固長度滿足規范[2]的規定。根據要求[7]，柱的縱筋為4 14，箍筋 6@50/100。梁縱筋4 12，箍筋 6@50/100。底梁截面尺寸為400 mm×400 mm，縱筋8 20，箍筋 8@100，框架具體配筋詳見圖1。

圖1 框架配筋圖Fig. 1 Frame reinforcement drawing

將原框架施加軸壓比0.7 的軸向荷載后，施加水平向低周往復加載，加載到柱底轉角達1/50 時停止加載，節點部分柱及梁均已開裂，柱端裂縫最寬達4 mm，此時作為被加固試件的初始損傷狀態。剔除破碎混凝土后采用結構膠與石英砂攪拌均勻封縫后，灌注結構膠修復破損部位微裂縫；養護到齡期后進行加固，加固時滿足規范[8-9]的相關要求，考慮三種加固方法，加之原未破壞試件，共計4 榀框架具體見表1，加固詳圖見圖2。CFRP 粘貼范圍內構件棱角處打磨出半徑30 mm的圓角。所用角鋼為∟160 mm×10 mm，錨栓直徑為16 mm，錨固深度120 mm，與孔壁周邊采用灌注植筋膠方式進行固定，加固后試件照片見圖3。

圖2 框架加固詳圖Fig. 2 Frame reinforcement details

圖3 試件加固照片Fig. 3 Photos of test specimen reinforcement

表1 震損RC 框架加固情況Table 1 Reinforcement of damaged RC frames

1.2 加載方式

試驗加載裝置見圖4(a)，現場試驗加載見圖4(b)所示。試驗時通過地錨螺栓將底梁固定于反力地坪上，在加載框架縱梁上固定千斤頂。分配梁與頂梁通過卡固件固定，千斤頂與分配梁間設置滾軸，以保證在加載過程中豎向荷載與試件始終保持垂直。MTS 液壓作動器于試件左端梁外伸處施加水平向低周往復荷載。

圖4 試驗裝置示意及現場布置Fig. 4 Sketch of site layout of test equipment

首先施加柱頂施加軸壓，并通過壓力傳感器讀數確定所加壓力達到軸壓比0.2 的設計值。水平方向采用位移控制方式施加低周往復荷載，級差增量為4 mm，每級加載循環3 周，加載級見表2。水平反力則有MTS 測試系統量測得到，直到試件出現明顯破壞而不能繼續承載或荷載下降到極值荷載的85%以下時停止加載。

表2 加載制度表Table 2 Table of displacement loading system

1.3 測點布置

應變及位移均采用DH3816 數據采集系統采集。位移計及應變片具體布置見圖5 所示。框架水平側移由布置在柱側位移計1～位移計4 測量，位移計6 用于測量整個框架的水平剛體位移；位移計5 及位移計7 用于測量整個框架豎向位移，計算試件是否發生面內剛性轉動。共粘貼36 個應變片，通過讀數判斷混凝土、CFRP 布、鋼筋、角鋼與斜向支撐所處應力狀態，獲得結構在外載作用下的損傷過程、破壞模式。

圖5 框架測試元件布置Fig. 5 Test components diagram of frame

1.4 材料力學性能

1.4.1 灌漿料抗壓強度

在修復框架的同時澆筑3 組(每組3 塊)100 mm立方體試塊，試塊抗壓強度見表3 所示。由材性試驗結果可知，灌漿料立方體抗壓強度平均值均高于原框架的混凝土強度等級。

表3 灌漿料抗壓強度實測值fc /(N/mm2)Table 3 Measured compressive strength of grouting material fc

1.4.2 CFRP 布力學性能

CFRP 布厚度0.167 mm，力學性能檢測值見表4，選用DL-JGN-D 型雙組分專用粘合劑，相關力學指標符合規范[10]A 級膠技術指標要求。

表4 CFRP 布主要檢測力學性能指標Table 4 The main mechanical performance of CFRP

1.4.3 角鋼力學性能

角鋼強度為Q235B，板件名義厚度為10 mm(實為9.92 mm)，根據現行《金屬材料拉伸試驗第1 部分：室溫試驗方法》(GB/T 228.1-2010)[11]方法制作試件，試樣尺寸見圖6，測得結果見表5。

表5 角鋼力學性能指標Table 5 Mechanical property index of angle steel

圖6 材性試件尺寸Fig. 6 Size of material properties specimen

2 試驗現象及破壞特征

加固后試件從試驗開始至最終破壞主要表現有：① 加載過程中新出現裂縫未沿原裂縫繼續擴展，說明注膠修復效果明顯；② 隨加載進行節點區所粘貼的CFRP 布應變讀數持續增大，表明其作用明顯；后置角鋼應變讀數增加較快，尤其進入到大位移加載階段，表明其作用明顯，達到了提高框架重要部位局部抗破壞目的；③ 對于加設斜向鋼支撐，明顯能提高原結構抗側能力，應變片讀數增加快，表明其作用明顯。

2.1 BRC 試件

水平位移加載到16 mm 時，西柱端及梁端開始出現細小裂縫(圖7(a))；繼續加載到28 mm 時，裂縫擴展明顯，出現極值荷載，西柱梁端裂縫加寬，混凝土保護層脫落(圖7(b))；繼續加載到32 mm時西柱底混凝土裂縫擴展至脫落(圖7(c))，梁端裂縫擴展造成混凝土脫落(圖7(d))，與強震作用下混凝土破壞情況相似。

圖7 BRC 試件破壞模式Fig. 7 Failure models of BRC specimen

2.2 DRC-1 試件

加載到28 mm 時，西柱端及梁端均有裂縫產生(圖8(a))；加載到36 mm 時出現極值荷載，西柱梁端裂縫加寬，混凝土保護層脫落(圖8(b))，靠近東柱梁端也出現裂縫(圖8(c))；加載到40 mm時靠近西柱附近梁上裂縫擴展；加載到48 mm 時靠近東柱梁端裂縫繼續延伸；加載到52 mm 時西柱頭混凝土脫落面積增大(圖8(d))，繼續加載到56 mm 時，西柱梁端產生貫穿裂縫(圖8(e))，東柱端裂縫也在不斷擴大(圖8(f))，節點區所粘貼的斜向CFRP 布上15 號點位的應變達到1194.43 με，CFRP 布受拉作用明顯；加載到60 mm 時荷載降到極值荷載的85%，西柱梁端破壞嚴重，混凝土保護層脫落(圖8(g))，部分CFRP 布隨混凝土脫落，東柱梁端產生貫穿裂縫(圖8(h))。

圖8 DRC-1 試件破壞模式Fig. 8 Failure models of DRC-1 specimen

2.3 DRC-2 試件

加載到32 mm 時西柱頭出現斜向裂縫，裂縫長約15 mm(圖9(a))；加載到36 mm 時靠近西柱的梁上出現細小裂縫(圖9(b))；加載到48 mm 時極值荷載出現，西柱梁端裂縫繼續擴展；加載到56 mm時節點域產生裂縫(圖9(c))，節點區所粘貼的斜向CFRP 布上15 號點位應變為2216.90 με；加載到64 mm 時靠近東柱的梁柱節點域出現細小裂縫，加載到72 mm 時節點處裂縫擴展，后形成貫通縫，且靠近東柱梁上出現寬約0.5 mm 裂縫，節點區所粘貼的斜向CFRP 布上15 號點位的應變達到5020.08 με，CFRP 布受拉作用明顯；此時13 號點位上的角鋼應變達1459.13 με，角鋼起到很好的抗剪作用，降低了外載作用下分擔給柱的剪力，避免了柱底的破壞；加載到80 mm 時荷載降低到極值荷載的85%，靠近西柱梁側出現了貫通裂縫，CFRP布未發生剝落，底端未出現裂縫，角鋼及化學錨栓也未發生破壞(圖9(h))，柱底幾乎無破壞，表明后置角鋼作用明顯，提高了CFRP 強度利用率。

圖9 DRC-2 試件破壞模式Fig. 9 Failure models of DRC-2 specimen

2.4 DRC-3 試件

加載到12 mm 時靠近西柱梁上出現裂縫(圖10(a))，節點區粘貼的斜向CFRP 布上15 號點位的應變達到4223.26 με，角鋼上13 號點位的應變為1152.79 με，作用非常明顯；繼續加載到20 mm時裂縫擴展；加載到24 mm 時東柱上出現長約8 mm斜裂縫；加載到28 mm 時西柱及其附近梁端裂縫均擴展，15 號點位的應變7041.06 με，13 號點位的角鋼應變為1798.25 με；加載到36 mm 時裂縫繼續擴展；加載到42 mm 時西柱梁柱節點錨栓螺帽脫落(圖10(b))，導致斜向支撐失效；框架進入到無支撐狀態，加載到44 mm 荷載級時試件達極值荷載，靠近西柱梁上混凝土脫落，梁柱節點上角鋼被拉離柱(圖10(c))，節點混凝土部分脫落；正向加載時荷載然在提高，反向加載時荷載降低，加載到52 mm 時梁柱節點混凝土脫落嚴重，節點粘貼的X 型CFRP 布，隨混凝土脫落而剝離(圖10(d))；當加載到近56 mm 時，荷載降到極值荷載85%以下。反向加載時由于角鋼缺少錨栓約束，與斜支撐一起拉離節點，承載力降低明顯，故在工程應用中，在滿足構造要求前提下，應盡可能提高錨栓群強度富裕量，以更好滿足強連接的抗震設計要求。

圖10 DRC-3 試件破壞模式Fig. 10 Failure models of DRC-3 specimen

3 主要試驗結果

3.1 承載力及分析

《建筑抗震試驗方法規程》(JGJ 101-2015)[12]規定，試件所承受的最大荷載Pmax及其變形Δmax是試件的P-Δ曲線上荷載最大值時對應的荷載和位移；破壞荷載Pu和相應位移Δu取試件在最大荷載出現后，隨位移增加而荷載降至最大荷載的85%時對應荷載和位移(見圖11)。對無明顯屈服點的試件，可采用P-Δ曲線的能量等效面積法確定屈服荷載Py、屈服位移Δy。具體方法如圖9所示。各試件的Py、Δy、Pmax、Δmax、Pu、Δu等試驗結果匯總見表6 所示。試件在不同加載方向下的荷載和位移特征值不同，試驗取兩個方向最低值作為最后試驗特征值點。

表6 試件荷載、位移特征值匯總Table 6 The characteristic value of test specimen’ load and displacement

圖11 荷載特征值確定Fig. 11 Load eigenvalue determination

1) 對比BRC 和DRC-1 可知，DRC-1 開裂荷載比BRC 降低了8.08%，粘貼CFRP 對提高RC框架的開裂荷載作用不明顯；DRC-2 和DRC-3 的開裂荷載分別比BRC 提高了18.2%和178.3%，相比CFRP 單一加固框架均有較大提高，可見對提高框架的開裂荷載，復合加固法較單一加固方法優勢明顯。在需要嚴控開裂荷載的工作環境下，采用復合加固效果好，尤其采用加設斜向支撐的方法承載力提高明顯。

2) DRC-1 的屈服荷載較BRC 降低了30.2%。故粘貼CFRP 布加固未恢復到受損前的狀態；DRC-2和DRC-3 屈服荷載較BRC 提高了22.7%和114.3%，加固效果明顯，尤其是CFRP-角鋼-斜支撐加固法；復合加固方法能實現材料的優勢互補，較單一加固方法加固效果更為明顯。

3) 單一粘貼CFRP 布加固對提高極限荷載作用極小，DRC-1 比BRC 降低了20.0%；而復合加固的DRC-2 和DRC-3 比BRC 提高了18.2%和107.7%，僅增設角鋼提高明顯，而再加入支撐后框架極限承載力提高了1 倍多，建議對建筑底部樓層可采用此法進行加固。

4) DRC-1 破壞荷載比BRC 降低了19.5%；而復合加固的DRC-2 和DRC-3 比BRC 提高18.8%和109.0%。DRC-3 加載到荷載后，由于錨栓失效，反向承載力快速降低較快，但依然可以下降到85%，故應以此方向的破壞荷載定義為框架破壞荷載。

5) 可見CFRP-角鋼加固能綜合發揮各自加固方法的優勢，極值荷載及破壞荷載提高均較為明顯，且耗能能力強，延性好。

3.2 延性及累計耗能

位移延性系數μ為破壞位移Δu與屈服位移Δy之比。由于試驗過程中滯回曲線不完全對稱，故延性系數按式(1)計算，分析可得：① DRC-1與DRC-2 延性比BRC 分別提高了20.5%、30%，提高效果明顯，但DRC-3 由于極值荷載后錨栓失效導致承載力快速降低，破壞位移減小，故延性系數略低于BRC 的；② 加固后試件累計耗能均明顯高于BRC，且DRC-1、DRC-2 及DRC-3 分別提高了121.1%、261.3%及388.7%，耗能能力提高效果明顯。DRC-3 耗能能力最強，比DRC-1 提高121.1%，比DRC-3 提高35.3%，表明復合加固后耗能能力提高明顯，達到了即提高承載力又提高耗能能力的效果，是一種切實可行、效果良好的抗震加固技術。

4 抗震性能

4.1 滯回曲線

試驗過程中所得加載點荷載-位移(P-Δ)曲線見圖12，可知：① 隨加載位移幅值增加，試件滯回環面積增大，卸載到零時出現殘余變形，剛度逐漸退化；② 加固后試件極限位移均大于BRC，曲線也較飽滿，表現出良好耗能能力和延性。DRC-1 在加固后極限荷載低于BRC，雖極限荷載低，但面積飽滿，耗能能力較強；③ DRC-2 加固后滯回環面積大于BRC 及DRC-1，且達極值荷載后下降緩慢，故耗能能力更加穩定，CFRP-角鋼復合加固框架承載力不僅恢復到原試件的承載力且還提高較明顯，累計耗能能力也很強，相較于BRC與DRC-1 都提高明顯；④ DRC-3 滯回環也較飽滿，但破壞位移卻較其他加固試件小，由于錨栓失效，導致達到極值后試件塑性發展不充分，造成后期耗能能力降低。

圖12 滯回曲線Fig. 12 Hysteresis curve

4.2 骨架曲線

骨架曲線可綜合反映結構受力和變形關系，是結構抗震性能綜合體現。通過骨架曲線可得到試件屈服位移、屈服荷載和極限位移、極限荷載等。從圖13 可看到：① 所有試件在加載過程中均經歷了彈性、彈塑性階段；② 加載初期DRC-3 所承受荷載已超過了DRC-1 與DRC-2，甚至超過了BRC，不僅加載初期所能承受荷載超過其余三個試件，且承載力增速也快，DRC-3 斜率超過了其余三個試件，表明其初始剛度大。同時DRC-3 極限荷載遠超過其他試件，超過BRC 的107.7%，超過 DRC-1 的 159.6%， 超 過 DRC-2 的 75.8%。DRC-3 最后破壞位移較DRC-1 和DRC-2 分別低4.6%和28.2%，相較于BRC 提高了30.1%。

圖13 骨架曲線Fig. 13 Skeleton curves of specimen

4.3 剛度退化

框架抗側剛度會隨加載進行降低，稱剛度退化，可用割線剛度來表示。即在同一級加載循環內，取兩峰值點的斜率，見式(2)，剛度退化曲線見圖14，可知：① BRC 初始剛度大于DRC-1 和DRC-2，但在位移28 mm 時下降增快，原因是梁柱節點部位破壞后，對梁柱約束減弱，剛度會迅速退化，且快速失去承載能力；② DRC-1 和DRC-2 曲線下降緩慢，表明加固后雖不能有效提高框架剛度，但由于原框架節點局部受損后，經加固處置后節點承載性能得到了恢復且加強，對結構抗側剛度提高小，由于節點功能得以恢復，協調梁柱變形使得框架繼續工作；③ DRC-2 剛度退化緩慢，未出現連續加載級下明顯剛度退化，能很好滿足相關加固規范要求；④ DRC-3 加設斜支撐后，框架轉為支撐-框架結構，初始剛度明顯提高，隨加載進行剛度損傷持續進行，但未明顯降低；支撐失效后內力重分配給框架，且荷載已加載到較高水平，加速了框架節點的破壞，剛度快速降低；此方法實現了抗震設計多道設防的理念，但要加強節點連接受力可靠性；⑤ 所有加固后試件剛度損傷值都高于原試件，未出現突然失效，表明加固后試件破壞為累計損傷的結果，但DRC-3 損傷值最大；⑥D值計算依據式(3)～式(5)進行計算，加載各步剛度值見表7，可知BRC、DRC-1 及DRC-2 損傷值較接近，而DRC-3 損傷值較大，是因其初始剛度較大，極限狀態時由于錨栓失效，剛度快速下降所致。

表7 剛度退化Table 7 Stiffness degenerated

圖14 剛度退化曲線Fig. 14 Stiffness degenerated curve

式中：Di為第i次循環中框架剛度損傷值；K0為初始剛度；ΔKi為第i次循環中剛度退化值；Ki和Ki-1分別為第i次循環和第i-1 次循環剛度值；將每次加載循環下ΔKi累計相加，可得框架總剛度退化值ΔK；D為總剛度損傷值。

4.4 承載力退化曲線

結構強度退化采用每次處在相同位移加載級下，最后一次循環與第一次循環的比值采用承載力降低系數μi表達，具體見下式：

由表8 可知：初始加載階段、轉角達到規范規定的彈塑性變形的1/50 及破壞階段時，承載力降低系數基本在0.90 左右，同級加載下承載力降低較接近，表明損傷在逐步累積。由圖15 可知：① DRC-2 及DRC-3 承載力降低系數略高于BRC，為復合加固后粘貼的CFRP 布及斜撐漸次損傷，導致試件損傷時有波動；② DRC-1 在初始加載階段降低系數變化極小，但在極值時隨混凝土脫落導致CFRP 布剝離，降低系數突然增大；DRC-3在極值時也隨支撐端部錨栓失效而承載力突然大幅降低，說明在加固時應提高CFRP 布防脫落措施及提高錨栓群抗破壞能力。

表8 承載力退化系數Table 8 Reduction coefficient of bearing capacity

圖15 承載能力降低系數Fig. 15 Reduction coefficient of bearing capacity specimen

5 結論

對震損框架修復后采用3 種不同方法進行加固，加固工藝簡單，施工周期短，干法施工；加固后抗震能力得到一定程度恢復甚至提高。

(1) 采用CFRP 布加固后不能明顯提高節點協調梁柱變形能力，梁端混凝土破碎嚴重，節點處CFRP 布隨混凝土一起脫落；CFRP 布與角鋼復合加固后，節點及柱腳均未發生明顯破壞，提高了節點抗震性能，實現了強節點弱構件的抗震設防準則；采用斜支撐加固后，明顯提高框架承載能力及剛度，但發生錨栓失效，導致承載力快速降低，故應用中需提高錨栓群的承載富余量。

(2) 與未震損試件相比，采用復合加固后承載能力明顯提高，滯回曲線更飽滿，耗能能力更強，加載循環次數明顯增多，承載力降低系數下降較慢，角鋼和斜支撐作用明顯，加固效果更優；采用CFRP 單一加固不能提高試件的極限承載力及剛度，但破壞位移及延性略高于復合加固。

(3) CFRP-角鋼加固較CFRP-角鋼-斜支撐加固破壞荷載、破壞位移分別降低43.1%和提高39.3%，較原試件提高18.8%和81.3%；位移延性提高了39.8%；復合加固方法比單一加固方法更有效果，加固后試件累計耗能明顯高于原試件，DRC-1、DRC-2 及DRC-3 較BRC 分別提高121.1%、261.3%及388.7%，綜合考慮加固時工藝及抗震性能建議選用DRC-2 的加固方法。