复合加固震损RC 框架抗震性能试验研究

褚云朋，施毕新，钟 燕，龚寅东，封天赐

(1. 西南科技大学土木工程与建筑学院，绵阳 621010；2. 工程材料与结构冲击振动四川省重点实验室，绵阳 621010)

RC 框架在地震中破坏主要表现为靠近节点的柱端部混凝土破碎，需快速有效地修复及加固[1]。结合《建筑抗震设计规范》(GB 50011-2010)[2]相关规定，恢复并提高其抗震性能。碳纤维(CFRP)布加固RC 框架抗震性能研究及应用已较多，对其加固后抗震性能也较明确，有相应规范可指导工程设计施工；单一使用对承载力和抗剪刚度提高有限，更难以提高节点抗震性能，达不到节点加固效果；有机胶长期持荷强度较低，耐老化性能相对较差，对使用环境温度有限制。外包型钢加固能大幅提高原构件承载能力，发挥钢材高强度和延性性能，且对被加固构件影响小、施工速度快，但型钢和混凝土材性差异会造成刚度不协调[3]，协同工作性能差，综合考虑对梁抗弯承载力提升方面加固效率低于纤维材料。部分学者采用外粘角钢提高试件极限承载能力，但角钢强度得不到充分发挥，大部分角钢在试验过程中由于灌注胶不均匀，导致粘结力不够使得二者接触不充分，作用降低明显。

考虑到震损框架柱底塑性铰转动能力明显，会存在柱纵筋失效，仅采用CFRP 布加固后难恢复其正截面承载力，且保证节点有足够转动能力。提出对柱底粘贴CFRP 布后，再后置角钢的复合加固思路，角钢除可补强正截面承载力外，还可大幅提高柱底抗剪能力，在拉压变形过程中参与耗能，提高加固后框架延性，也可作为柱底截面纵筋失效后的“二次设防”。相较于单一粘贴CFRP 布及外粘型钢，复合加固既能有效提高框架承载力及延性，具有很强的现场施工工艺优势，弥补各自单一加固框架的不足，又能依据框架梁柱及节点受力特点进行加固具有更强针对性。

目前针对震损框架采用角钢和CFRP 复合方法加固的研究尚处于起步阶段，部分学者开展了复合加固后框架的抗震性能试验。王新玲等[4]研究表明其承载力和耗能能力都得到了提高，同时承载力明显比采用CFRP 加固提高得多。Alaedini 等[5]研究表明，加固可有效延缓框架刚度和承载力退化，耗能能力和延性提高明显。Wang Daiyu 等[6]研究表明加固提高了开裂荷载及极限荷载，加固后耗能能力提高且延缓刚度退化，但角钢与加固件间空隙需注入乳胶水泥，避免钢板与原结构存在受力不同步现象。复合加固仅能局部提高承载性能，但不能明显提高整体刚度及承载能力，尤其针对老旧混凝土框架存在的强度低、截面小及柱轴压比不满足现有规范要求等问题，很难解决，加固后也很难满足规范要求的相关指标。

依据“强节点弱杆件”的抗震设计理念，采用角钢及CFRP 协同提高节点及梁柱局部抗震性能，再辅以支撑提高结构抗震能力，且局部加强能为整体性能提高提供保证，进而达到整体提高结构抗震性能的效果。提出了采用CFRP、角钢及斜向支撑的3 种联合使用的复合加固方法，实现优势互补，具体细部构造见专利[7]。

本文采用试验方法，探讨三种不同加固方法对加固受损后RC 框架抗震性能、损伤机理及破坏模式等性能影响，获得滞回曲线、骨架曲线、荷载、延性、承载力及刚度退化等性能指标，为RC 框架震损后的复合加固提供数据参考。

1 试验概况

1.1 试件设计

制作了4 榀1/2 缩尺比例RC 框架模型，混凝土强度等级为C30，纵筋采用HRB400 级，箍筋采用HPB300 级。框架轴线宽度2800 mm，柱截面尺寸为200 mm×200 mm，梁截面尺为150 mm×200 mm；钢筋锚固长度满足规范[2]的规定。根据要求[7]，柱的纵筋为4 14，箍筋 6@50/100。梁纵筋4 12，箍筋 6@50/100。底梁截面尺寸为400 mm×400 mm，纵筋8 20，箍筋 8@100，框架具体配筋详见图1。

图1 框架配筋图Fig. 1 Frame reinforcement drawing

将原框架施加轴压比0.7 的轴向荷载后，施加水平向低周往复加载，加载到柱底转角达1/50 时停止加载，节点部分柱及梁均已开裂，柱端裂缝最宽达4 mm，此时作为被加固试件的初始损伤状态。剔除破碎混凝土后采用结构胶与石英砂搅拌均匀封缝后，灌注结构胶修复破损部位微裂缝；养护到龄期后进行加固，加固时满足规范[8-9]的相关要求，考虑三种加固方法，加之原未破坏试件，共计4 榀框架具体见表1，加固详图见图2。CFRP 粘贴范围内构件棱角处打磨出半径30 mm的圆角。所用角钢为∟160 mm×10 mm，锚栓直径为16 mm，锚固深度120 mm，与孔壁周边采用灌注植筋胶方式进行固定，加固后试件照片见图3。

图2 框架加固详图Fig. 2 Frame reinforcement details

图3 试件加固照片Fig. 3 Photos of test specimen reinforcement

表1 震损RC 框架加固情况Table 1 Reinforcement of damaged RC frames

1.2 加载方式

试验加载装置见图4(a)，现场试验加载见图4(b)所示。试验时通过地锚螺栓将底梁固定于反力地坪上，在加载框架纵梁上固定千斤顶。分配梁与顶梁通过卡固件固定，千斤顶与分配梁间设置滚轴，以保证在加载过程中竖向荷载与试件始终保持垂直。MTS 液压作动器于试件左端梁外伸处施加水平向低周往复荷载。

图4 试验装置示意及现场布置Fig. 4 Sketch of site layout of test equipment

首先施加柱顶施加轴压，并通过压力传感器读数确定所加压力达到轴压比0.2 的设计值。水平方向采用位移控制方式施加低周往复荷载，级差增量为4 mm，每级加载循环3 周，加载级见表2。水平反力则有MTS 测试系统量测得到，直到试件出现明显破坏而不能继续承载或荷载下降到极值荷载的85%以下时停止加载。

表2 加载制度表Table 2 Table of displacement loading system

1.3 测点布置

应变及位移均采用DH3816 数据采集系统采集。位移计及应变片具体布置见图5 所示。框架水平侧移由布置在柱侧位移计1～位移计4 测量，位移计6 用于测量整个框架的水平刚体位移；位移计5 及位移计7 用于测量整个框架竖向位移，计算试件是否发生面内刚性转动。共粘贴36 个应变片，通过读数判断混凝土、CFRP 布、钢筋、角钢与斜向支撑所处应力状态，获得结构在外载作用下的损伤过程、破坏模式。

图5 框架测试元件布置Fig. 5 Test components diagram of frame

1.4 材料力学性能

1.4.1 灌浆料抗压强度

在修复框架的同时浇筑3 组(每组3 块)100 mm立方体试块，试块抗压强度见表3 所示。由材性试验结果可知，灌浆料立方体抗压强度平均值均高于原框架的混凝土强度等级。

表3 灌浆料抗压强度实测值fc /(N/mm2)Table 3 Measured compressive strength of grouting material fc

1.4.2 CFRP 布力学性能

CFRP 布厚度0.167 mm，力学性能检测值见表4，选用DL-JGN-D 型双组分专用粘合剂，相关力学指标符合规范[10]A 级胶技术指标要求。

表4 CFRP 布主要检测力学性能指标Table 4 The main mechanical performance of CFRP

1.4.3 角钢力学性能

角钢强度为Q235B，板件名义厚度为10 mm(实为9.92 mm)，根据现行《金属材料拉伸试验第1 部分：室温试验方法》(GB/T 228.1-2010)[11]方法制作试件，试样尺寸见图6，测得结果见表5。

表5 角钢力学性能指标Table 5 Mechanical property index of angle steel

图6 材性试件尺寸Fig. 6 Size of material properties specimen

2 试验现象及破坏特征

加固后试件从试验开始至最终破坏主要表现有：① 加载过程中新出现裂缝未沿原裂缝继续扩展，说明注胶修复效果明显；② 随加载进行节点区所粘贴的CFRP 布应变读数持续增大，表明其作用明显；后置角钢应变读数增加较快，尤其进入到大位移加载阶段，表明其作用明显，达到了提高框架重要部位局部抗破坏目的；③ 对于加设斜向钢支撑，明显能提高原结构抗侧能力，应变片读数增加快，表明其作用明显。

2.1 BRC 试件

水平位移加载到16 mm 时，西柱端及梁端开始出现细小裂缝(图7(a))；继续加载到28 mm 时，裂缝扩展明显，出现极值荷载，西柱梁端裂缝加宽，混凝土保护层脱落(图7(b))；继续加载到32 mm时西柱底混凝土裂缝扩展至脱落(图7(c))，梁端裂缝扩展造成混凝土脱落(图7(d))，与强震作用下混凝土破坏情况相似。

图7 BRC 试件破坏模式Fig. 7 Failure models of BRC specimen

2.2 DRC-1 试件

加载到28 mm 时，西柱端及梁端均有裂缝产生(图8(a))；加载到36 mm 时出现极值荷载，西柱梁端裂缝加宽，混凝土保护层脱落(图8(b))，靠近东柱梁端也出现裂缝(图8(c))；加载到40 mm时靠近西柱附近梁上裂缝扩展；加载到48 mm 时靠近东柱梁端裂缝继续延伸；加载到52 mm 时西柱头混凝土脱落面积增大(图8(d))，继续加载到56 mm 时，西柱梁端产生贯穿裂缝(图8(e))，东柱端裂缝也在不断扩大(图8(f))，节点区所粘贴的斜向CFRP 布上15 号点位的应变达到1194.43 με，CFRP 布受拉作用明显；加载到60 mm 时荷载降到极值荷载的85%，西柱梁端破坏严重，混凝土保护层脱落(图8(g))，部分CFRP 布随混凝土脱落，东柱梁端产生贯穿裂缝(图8(h))。

图8 DRC-1 试件破坏模式Fig. 8 Failure models of DRC-1 specimen

2.3 DRC-2 试件

加载到32 mm 时西柱头出现斜向裂缝，裂缝长约15 mm(图9(a))；加载到36 mm 时靠近西柱的梁上出现细小裂缝(图9(b))；加载到48 mm 时极值荷载出现，西柱梁端裂缝继续扩展；加载到56 mm时节点域产生裂缝(图9(c))，节点区所粘贴的斜向CFRP 布上15 号点位应变为2216.90 με；加载到64 mm 时靠近东柱的梁柱节点域出现细小裂缝，加载到72 mm 时节点处裂缝扩展，后形成贯通缝，且靠近东柱梁上出现宽约0.5 mm 裂缝，节点区所粘贴的斜向CFRP 布上15 号点位的应变达到5020.08 με，CFRP 布受拉作用明显；此时13 号点位上的角钢应变达1459.13 με，角钢起到很好的抗剪作用，降低了外载作用下分担给柱的剪力，避免了柱底的破坏；加载到80 mm 时荷载降低到极值荷载的85%，靠近西柱梁侧出现了贯通裂缝，CFRP布未发生剥落，底端未出现裂缝，角钢及化学锚栓也未发生破坏(图9(h))，柱底几乎无破坏，表明后置角钢作用明显，提高了CFRP 强度利用率。

图9 DRC-2 试件破坏模式Fig. 9 Failure models of DRC-2 specimen

2.4 DRC-3 试件

加载到12 mm 时靠近西柱梁上出现裂缝(图10(a))，节点区粘贴的斜向CFRP 布上15 号点位的应变达到4223.26 με，角钢上13 号点位的应变为1152.79 με，作用非常明显；继续加载到20 mm时裂缝扩展；加载到24 mm 时东柱上出现长约8 mm斜裂缝；加载到28 mm 时西柱及其附近梁端裂缝均扩展，15 号点位的应变7041.06 με，13 号点位的角钢应变为1798.25 με；加载到36 mm 时裂缝继续扩展；加载到42 mm 时西柱梁柱节点锚栓螺帽脱落(图10(b))，导致斜向支撑失效；框架进入到无支撑状态，加载到44 mm 荷载级时试件达极值荷载，靠近西柱梁上混凝土脱落，梁柱节点上角钢被拉离柱(图10(c))，节点混凝土部分脱落；正向加载时荷载然在提高，反向加载时荷载降低，加载到52 mm 时梁柱节点混凝土脱落严重，节点粘贴的X 型CFRP 布，随混凝土脱落而剥离(图10(d))；当加载到近56 mm 时，荷载降到极值荷载85%以下。反向加载时由于角钢缺少锚栓约束，与斜支撑一起拉离节点，承载力降低明显，故在工程应用中，在满足构造要求前提下，应尽可能提高锚栓群强度富裕量，以更好满足强连接的抗震设计要求。

图10 DRC-3 试件破坏模式Fig. 10 Failure models of DRC-3 specimen

3 主要试验结果

3.1 承载力及分析

《建筑抗震试验方法规程》(JGJ 101-2015)[12]规定，试件所承受的最大荷载Pmax及其变形Δmax是试件的P-Δ曲线上荷载最大值时对应的荷载和位移；破坏荷载Pu和相应位移Δu取试件在最大荷载出现后，随位移增加而荷载降至最大荷载的85%时对应荷载和位移(见图11)。对无明显屈服点的试件，可采用P-Δ曲线的能量等效面积法确定屈服荷载Py、屈服位移Δy。具体方法如图9所示。各试件的Py、Δy、Pmax、Δmax、Pu、Δu等试验结果汇总见表6 所示。试件在不同加载方向下的荷载和位移特征值不同，试验取两个方向最低值作为最后试验特征值点。

表6 试件荷载、位移特征值汇总Table 6 The characteristic value of test specimen’ load and displacement

图11 荷载特征值确定Fig. 11 Load eigenvalue determination

1) 对比BRC 和DRC-1 可知，DRC-1 开裂荷载比BRC 降低了8.08%，粘贴CFRP 对提高RC框架的开裂荷载作用不明显；DRC-2 和DRC-3 的开裂荷载分别比BRC 提高了18.2%和178.3%，相比CFRP 单一加固框架均有较大提高，可见对提高框架的开裂荷载，复合加固法较单一加固方法优势明显。在需要严控开裂荷载的工作环境下，采用复合加固效果好，尤其采用加设斜向支撑的方法承载力提高明显。

2) DRC-1 的屈服荷载较BRC 降低了30.2%。故粘贴CFRP 布加固未恢复到受损前的状态；DRC-2和DRC-3 屈服荷载较BRC 提高了22.7%和114.3%，加固效果明显，尤其是CFRP-角钢-斜支撑加固法；复合加固方法能实现材料的优势互补，较单一加固方法加固效果更为明显。

3) 单一粘贴CFRP 布加固对提高极限荷载作用极小，DRC-1 比BRC 降低了20.0%；而复合加固的DRC-2 和DRC-3 比BRC 提高了18.2%和107.7%，仅增设角钢提高明显，而再加入支撑后框架极限承载力提高了1 倍多，建议对建筑底部楼层可采用此法进行加固。

4) DRC-1 破坏荷载比BRC 降低了19.5%；而复合加固的DRC-2 和DRC-3 比BRC 提高18.8%和109.0%。DRC-3 加载到荷载后，由于锚栓失效，反向承载力快速降低较快，但依然可以下降到85%，故应以此方向的破坏荷载定义为框架破坏荷载。

5) 可见CFRP-角钢加固能综合发挥各自加固方法的优势，极值荷载及破坏荷载提高均较为明显，且耗能能力强，延性好。

3.2 延性及累计耗能

位移延性系数μ为破坏位移Δu与屈服位移Δy之比。由于试验过程中滞回曲线不完全对称，故延性系数按式(1)计算，分析可得：① DRC-1与DRC-2 延性比BRC 分别提高了20.5%、30%，提高效果明显，但DRC-3 由于极值荷载后锚栓失效导致承载力快速降低，破坏位移减小，故延性系数略低于BRC 的；② 加固后试件累计耗能均明显高于BRC，且DRC-1、DRC-2 及DRC-3 分别提高了121.1%、261.3%及388.7%，耗能能力提高效果明显。DRC-3 耗能能力最强，比DRC-1 提高121.1%，比DRC-3 提高35.3%，表明复合加固后耗能能力提高明显，达到了即提高承载力又提高耗能能力的效果，是一种切实可行、效果良好的抗震加固技术。

4 抗震性能

4.1 滞回曲线

试验过程中所得加载点荷载-位移(P-Δ)曲线见图12，可知：① 随加载位移幅值增加，试件滞回环面积增大，卸载到零时出现残余变形，刚度逐渐退化；② 加固后试件极限位移均大于BRC，曲线也较饱满，表现出良好耗能能力和延性。DRC-1 在加固后极限荷载低于BRC，虽极限荷载低，但面积饱满，耗能能力较强；③ DRC-2 加固后滞回环面积大于BRC 及DRC-1，且达极值荷载后下降缓慢，故耗能能力更加稳定，CFRP-角钢复合加固框架承载力不仅恢复到原试件的承载力且还提高较明显，累计耗能能力也很强，相较于BRC与DRC-1 都提高明显；④ DRC-3 滞回环也较饱满，但破坏位移却较其他加固试件小，由于锚栓失效，导致达到极值后试件塑性发展不充分，造成后期耗能能力降低。

图12 滞回曲线Fig. 12 Hysteresis curve

4.2 骨架曲线

骨架曲线可综合反映结构受力和变形关系，是结构抗震性能综合体现。通过骨架曲线可得到试件屈服位移、屈服荷载和极限位移、极限荷载等。从图13 可看到：① 所有试件在加载过程中均经历了弹性、弹塑性阶段；② 加载初期DRC-3 所承受荷载已超过了DRC-1 与DRC-2，甚至超过了BRC，不仅加载初期所能承受荷载超过其余三个试件，且承载力增速也快，DRC-3 斜率超过了其余三个试件，表明其初始刚度大。同时DRC-3 极限荷载远超过其他试件，超过BRC 的107.7%，超过 DRC-1 的 159.6%， 超 过 DRC-2 的 75.8%。DRC-3 最后破坏位移较DRC-1 和DRC-2 分别低4.6%和28.2%，相较于BRC 提高了30.1%。

图13 骨架曲线Fig. 13 Skeleton curves of specimen

4.3 刚度退化

框架抗侧刚度会随加载进行降低，称刚度退化，可用割线刚度来表示。即在同一级加载循环内，取两峰值点的斜率，见式(2)，刚度退化曲线见图14，可知：① BRC 初始刚度大于DRC-1 和DRC-2，但在位移28 mm 时下降增快，原因是梁柱节点部位破坏后，对梁柱约束减弱，刚度会迅速退化，且快速失去承载能力；② DRC-1 和DRC-2 曲线下降缓慢，表明加固后虽不能有效提高框架刚度，但由于原框架节点局部受损后，经加固处置后节点承载性能得到了恢复且加强，对结构抗侧刚度提高小，由于节点功能得以恢复，协调梁柱变形使得框架继续工作；③ DRC-2 刚度退化缓慢，未出现连续加载级下明显刚度退化，能很好满足相关加固规范要求；④ DRC-3 加设斜支撑后，框架转为支撑-框架结构，初始刚度明显提高，随加载进行刚度损伤持续进行，但未明显降低；支撑失效后内力重分配给框架，且荷载已加载到较高水平，加速了框架节点的破坏，刚度快速降低；此方法实现了抗震设计多道设防的理念，但要加强节点连接受力可靠性；⑤ 所有加固后试件刚度损伤值都高于原试件，未出现突然失效，表明加固后试件破坏为累计损伤的结果，但DRC-3 损伤值最大；⑥D值计算依据式(3)～式(5)进行计算，加载各步刚度值见表7，可知BRC、DRC-1 及DRC-2 损伤值较接近，而DRC-3 损伤值较大，是因其初始刚度较大，极限状态时由于锚栓失效，刚度快速下降所致。

表7 刚度退化Table 7 Stiffness degenerated

图14 刚度退化曲线Fig. 14 Stiffness degenerated curve

式中：Di为第i次循环中框架刚度损伤值；K0为初始刚度；ΔKi为第i次循环中刚度退化值；Ki和Ki-1分别为第i次循环和第i-1 次循环刚度值；将每次加载循环下ΔKi累计相加，可得框架总刚度退化值ΔK；D为总刚度损伤值。

4.4 承载力退化曲线

结构强度退化采用每次处在相同位移加载级下，最后一次循环与第一次循环的比值采用承载力降低系数μi表达，具体见下式：

由表8 可知：初始加载阶段、转角达到规范规定的弹塑性变形的1/50 及破坏阶段时，承载力降低系数基本在0.90 左右，同级加载下承载力降低较接近，表明损伤在逐步累积。由图15 可知：① DRC-2 及DRC-3 承载力降低系数略高于BRC，为复合加固后粘贴的CFRP 布及斜撑渐次损伤，导致试件损伤时有波动；② DRC-1 在初始加载阶段降低系数变化极小，但在极值时随混凝土脱落导致CFRP 布剥离，降低系数突然增大；DRC-3在极值时也随支撑端部锚栓失效而承载力突然大幅降低，说明在加固时应提高CFRP 布防脱落措施及提高锚栓群抗破坏能力。

表8 承载力退化系数Table 8 Reduction coefficient of bearing capacity

图15 承载能力降低系数Fig. 15 Reduction coefficient of bearing capacity specimen

5 结论

对震损框架修复后采用3 种不同方法进行加固，加固工艺简单，施工周期短，干法施工；加固后抗震能力得到一定程度恢复甚至提高。

(1) 采用CFRP 布加固后不能明显提高节点协调梁柱变形能力，梁端混凝土破碎严重，节点处CFRP 布随混凝土一起脱落；CFRP 布与角钢复合加固后，节点及柱脚均未发生明显破坏，提高了节点抗震性能，实现了强节点弱构件的抗震设防准则；采用斜支撑加固后，明显提高框架承载能力及刚度，但发生锚栓失效，导致承载力快速降低，故应用中需提高锚栓群的承载富余量。

(2) 与未震损试件相比，采用复合加固后承载能力明显提高，滞回曲线更饱满，耗能能力更强，加载循环次数明显增多，承载力降低系数下降较慢，角钢和斜支撑作用明显，加固效果更优；采用CFRP 单一加固不能提高试件的极限承载力及刚度，但破坏位移及延性略高于复合加固。

(3) CFRP-角钢加固较CFRP-角钢-斜支撑加固破坏荷载、破坏位移分别降低43.1%和提高39.3%，较原试件提高18.8%和81.3%；位移延性提高了39.8%；复合加固方法比单一加固方法更有效果，加固后试件累计耗能明显高于原试件，DRC-1、DRC-2 及DRC-3 较BRC 分别提高121.1%、261.3%及388.7%，综合考虑加固时工艺及抗震性能建议选用DRC-2 的加固方法。