预应力CFRP加固损伤钢筋混凝土墩柱的抗震性能试验研究

2022-06-08龚婉婷徐望喜韦翔金聪鹤钱永久

铁道建筑 2022年5期

龚婉婷徐望喜韦翔金聪鹤钱永久

西南交通大学土木工程学院，成都 610031

当一次地震发生后常会在较短时间内发生多次余震，使结构损伤加剧甚至造成倒塌［1-2］。在损伤范围内的结构可以修复，能够避免拆除重建造成人力物力的浪费。使用纤维增强聚合物外部缠绕加固钢筋混凝土结构具有受力性能明确、施工工艺简单、经济成本低等优势，可应用于钢筋混凝土结构加固中［3-6］。

已有大量的研究表明碳纤维增强聚合物（Carbon Fiber Reinforced Polymer，CFRP）加固钢筋混凝土（Reinforced Concrete，RC）墩柱结构可以提高其抗剪承载力、抗弯能力、延性，加强侧向约束，改善抗震性能。文献［7］通过有限元模拟对比了CFRP 预加载柱和直接加固柱破坏形态的区别，推导了二次受力柱的抗剪极限承载力计算公式。文献［8］研究了CFRP 加固对RC 柱残余性能的影响，认为RC 柱加固后的变形情况受CFRP 材料性能和损伤情况的影响。文献［9-10］认为经CFRP 加固后的震损RC 柱抗震性能得到改善，部分损伤柱可以恢复到损伤前水平。文献［11］在振动台上对两个1/4 缩尺的RC 柱模型进行加载，在试件经历了中度到严重的损伤后用CFRP 对受损柱进行修复，再进行相同的地震激励，发现修复后的试件具有较高的强度和延性，残余位移较小，但其预损程度仅采用肉眼观察试件予以判定，并没有准确量化。文献［12］开展了竖向带载状态下使用CFRP 加固损伤方柱的试验，研究CFRP 不同加固方式对损伤矩形截面短柱极限承载力的影响。文献［13-14］研究表明，预应力CFRP 条带加固完好RC 墩柱后，其承载力、延性性能、耗能能力均有较大幅度提升。目前，针对不同损伤程度RC 墩柱加固后抗震性能的研究较少，已有研究存在损伤程度单一、对结构损伤状态的认定主要依靠定性观察，并没有定量判断的问题。此外，传统CFRP 加固技术存在应力滞后问题，纤维包裹材料往往在钢筋屈服后才起作用，对纤维布提前施加一定的预张力可以改善该问题。

本文设计制作4个圆截面实心墩柱试件进行拟静力试验，对比分析损伤试件使用预应力CFRP 加固后的滞回性能、骨架曲线、承载力与延性、耗能等重要抗震性能指标，以期为损伤钢筋混凝土圆墩柱的加固设计提供理论基础。

1 试验概况

1.1 试件设计与制作

4 个圆截面实心模型试件中有3 个试件是正式加载前先进行一定程度预损伤，然后采用预应力CFRP进行加固，按照损伤程度编号为SD1、SD2、SD3，另外1个为无损混凝土墩柱试件SN。墩柱试件的圆截面直径为280 mm，有效加载高度为1 300 mm。所有试件均采用普通C30 商品混凝土现场浇筑，保护层厚度均为20 mm，纵筋选择直径为12 mm 的HRB335 热轧带肋钢筋，箍筋选用直径为6 mm 的HPB235 带肋钢筋。对带初始损伤的试件在底部塑性铰区采用预应力比为0.2的CFRP加固，加固高度在墩底500 mm范围内，试验轴压比均为0.2。预应力CFRP加固位置见图1。

图1 预应力CFRP加固位置（单位：mm）

1.2 材料力学性能

C30 混凝土由四川恒立商品混凝土有限公司提供，在桥墩模型浇筑过程中制作了8 个150 mm ×150 mm × 150 mm 的标准立方体试块，并与墩柱试件在相同条件下养护28 d。根据GB/T 50081—2016《普通混凝土力学性能试验方法标准》，测定混凝土材料性能，实测标准立方体混凝土试块的抗压强度平均值为28.7 MPa。纵筋与箍筋的屈服强度分别为335、235 MPa，极限强度分别为510、310 MPa。

试验采用TORAY（日本东丽）生产的UT70‐30 型碳纤维布，按照GB/T 3354—2014《定向纤维增强聚合物基复合材料拉伸性能试验方法》制作标准试样，使用万能试验机测定试样力学性能。黏结胶采用Araldite（爱牢达）XH180 型环氧树脂胶及与之配套的固化剂，配置方法按照体积比3∶1进行配置，碳纤维布的抗拉强度为3 950 MPa。

1.3 加固方案

对损伤柱体底部塑性铰区使用一层预应力CFRP加固，加固前先对柱身表面进行打磨，除去混凝土表层浮浆、油污等杂质。因柱体存在不同程度的损伤，对已有裂纹灌注环氧树脂处理，待环氧树脂成型后再打磨整平。依据北京交通大学周长东（专利号201110005647. X）研制的张拉装置为原型予以改进，张拉装置见图2。施加预应力时用扳手同步交替地旋紧上下螺杆的两个螺母，使纤维布均匀受拉，并通过锚具端部纤维布上4个电阻应变片实时监测应变。对CFRP 布施加的预应力为790 MPa，以4 个应变片读数的平均值确定实际预应力。

图2 预应力锚具

2 试验加载和测量方案

在恒定轴力条件下对试件顶部施加水平低周反复荷载。轴力和水平力均通过50 t MTS电液伺服作动器施加。首先对构件施加竖向荷载，待达到预定值后保持恒定。水平作动器一端通过作动器连接头将作动器端头与固定于反力墙的滑轨连接，另一端通过高强螺杆与试件加载端连接。通过地锚螺栓将墩柱模型的承台锚固于反力地坪上，从而保证试验过程中墩柱试件不发生水平位移。

试件在屈服前的弹性变形阶段，残余变形较小，采用荷载控制加载，每级荷载增量为5 kN，每级荷载正反向加卸载各一次，将试件纵筋首次达到屈服应变时定义为试件屈服。试件屈服后残余变形明显，屈服后阶段被认为是构件抵抗地震荷载能力的主要阶段，采用位移加载控制，加载位移取纵筋首次屈服时墩顶水平位移的整数倍，每级加载位移循环3次，待荷载下降到峰值荷载的85%以下时认为试件已经破坏，结束加载。

对需要进行初始损伤的试件，根据Park‐Ang 提出的公式计算构件损伤指标D，即

式中：δm为地震作用下构件极限位移；δu为构件在单调荷载作用下极限位移；β为修正系数；∫dE为累积滞回耗能；Fy为构件在低周循环中的等效屈服强度。

对比SN 柱每个加载步对应的位移和水平荷载，得到其在每级加载下的损伤指标，见表1。可知，在屈服后 2、5、7 次加载循环结束时，D分别为 0.092、0.289、0.593。根据计算结果对SD1—SD3 柱进行预损伤加载，得到损伤指标分别为0.1、0.3、0.6。其中，循环次数指屈服后循环次数。

表1 不同循环次数下的损伤指标

3 试验结果分析

3.1 破坏过程及形态

3.1.1 SN试件

SN 试件是未进行加固且没有初始损伤的对比试件，在加载过程中经历了混凝土开裂、钢筋屈服、保护层混凝土剥落以及纵筋屈曲4个阶段。墩柱出现明显裂缝前，墩顶力-位移曲线近似直线，无残余变形，试件处于弹性受力阶段。当水平荷载加载到10 kN 时，在混凝土柱受拉区距底部20 cm 处出现第1 条水平环向裂缝，随着水平荷载的持续增加，在受拉区柱身出现多条微小横向裂缝，底部裂缝宽度逐渐增大，并沿环向发展。当水平荷载达到25.05 kN 时纵筋应变达到屈服应变，墩顶位移为8.45 mm，底部裂缝有贯通趋势。此时，加载制度由力控制转变为位移控制，随着位移的增加，柱身既有裂缝长度和宽度持续增加，在试件中下部出现较多新的水平裂缝，裂缝间距为5 ～20 cm。当墩顶位移达到16 mm时，墩柱受拉区侧向出现首条斜裂缝，底部环向裂缝充分发展，受压侧混凝土保护层有剥落迹象，当位移达到24 mm 时水平承载力达到峰值（36.2 kN），侧向斜裂缝发展，受拉区底部环向裂缝宽度较大，但墩柱并没有发生明显破坏现象。继续加载，位移达到32 mm 时斜裂缝充分发展，墩底主裂缝变宽，受压区混凝土伴随明显压碎声响。位移达到40 mm 时，混凝土保护层大面积压碎，保护层部分剥落，剥落处可见纵向钢筋和箍筋，墩底形成明显的塑性铰区域，墩底破坏严重，此时水平承载力已经下降到峰值承载力的85%以下，墩柱倾斜较大。考虑试验人员安全，保护试验仪器，停止加载，试验终止。

3.1.2 SD试件

预损伤时对钢筋应变进行实时监测。SD1、SD2试件分别代表低、中低度损伤墩柱，预损伤时除推拉方向最外侧钢筋达到屈服应变外，其余钢筋并未屈服；SD3试件代表中高度损伤墩柱，预损伤时大部分钢筋已达到屈服应变。SD1—SD3 试件的破坏过程及形态类似，以SD3 为例探讨塑性铰区域内使用预应力CFRP 加固一定损伤量的钢筋混凝土墩柱破坏过程。SD3试件在预损阶段墩身已经出现多条肉眼可见的微小裂缝，且墩底与墩台相交处出现一条较明显裂缝。预损后，采用CFRP 布在墩身底部塑性铰区500 mm 范围内施加目标预应力并进行二次加载。加载初期，墩柱处于弹性阶段，加载到26 kN 时柱子达到屈服，屈服位移为7 mm，柱底部裂缝沿环向发展。加载制度由力控制转变为位移控制，当位移达到16 mm 时，在柱身中部70 cm 处新增环向裂缝；当位移达到24 mm 时，墩柱的水平承载力达到峰值（37.7 kN），碳纤维布夹具空隙中出现裂缝，墩身多处裂缝延伸，柱底裂缝有贯通趋势；当位移达到32 mm 时，柱底裂缝宽度较大，达到2.15 mm，混凝土有剥落迹象，碳纤维布环向崩裂，清晰可见内部预损裂缝发展明显；当位移达到40 mm时，碳纤维布多处环向崩裂，柱身倾斜较大，此时水平承载能力已经下降到峰值承载力的85%，停止加载。剥开碳纤维布发现柱身碳纤维布包裹范围内裂缝密集，柱底混凝土被压碎。SD1—SD3 试件均保持了较好的整体性。不同试件最终破坏形态见图3。

图3 不同试件最终破坏形态

3.2 滞回曲线

不同损伤墩柱下滞回曲线见图4。可知：

图4 不同损伤墩柱下滞回曲线

1）加载初期，墩顶水平位移较小，力-位移曲线近似为直线，加卸载时刚度几乎不变，试件处于弹性受力阶段。墩身表面可见明显裂缝后，力-位移包围的曲线呈小面积梭形。

2）接近屈服荷载时，力-位移曲线开始向位移轴倾斜。试件屈服后，采用位移控制加载，力-位移曲线非线性增长，滞回环包围面积变大，卸载后有残余变形，试件耗能增大，处于弹塑性受力阶段。

3）二次加载时，SD1、SD2 试件的承载力和延性与SN 试件相比都得到了提高，滞回曲线包围面积更大，形状更饱满。SD3 试件的承载力和延性于SN 试件接近，但其滞回环形状更饱满，耗能能力提升。

3.3 骨架曲线

不同试件骨架曲线见图5。图中，试件受压方向为正，受拉方向为负。

图5 不同试件骨架曲线

由图5可知：

1）小位移阶段，损伤构件与未损伤构件的骨架曲线变化规律相似，试件处于弹性受力状态，骨架曲线呈线性增长。随着位移的增加，骨架曲线呈非线性发展，墩底纵筋屈服，试件整体进入屈服状态。纵筋屈服后通过位移控制加载，随着位移的增加，刚度出现退化现象；达到峰值荷载后试件承载能力逐渐衰减，刚度退化加剧，塑性变形增大，试件进入破坏阶段。

2）在弹性阶段的初始阶段所有试件的骨架曲线相差较小，说明预应力CFRP 对试件进入塑性阶段前的上升段影响较小。试件达到峰值荷载后，SD1—SD3试件的骨架曲线下降缓慢，SN 试件下降较快。SD1、SD2 试件承载力接近且均大于SN 试件，SD3 试件承载力正向大于SN试件，负向接近SN试件，原因可能是预损阶段内部混凝土开裂不均匀。

3）SD1—SD3 试件存在初始损伤，其刚度在弹性阶段与SN试件相差较小，其中SD3试件低于SN试件。原因是SD3 试件预损时纵筋屈服程度较高，修复时仅对已有裂缝进行了简单处理后使用预应力CFRP 加固，由于内部裂缝的存在，其弹性模量低于SN 试件，再加载时初始刚度低于原始水平。

3.4 承载力与变形性能

试验中以纵向钢筋应变首次达到屈服应变为依据，采用等能量法确定试件的屈服荷载Py和屈服位移Δy；根据试件荷载-位移骨架曲线上荷载的最大值确定峰值荷载Pm和峰值位移Δm；取骨架曲线上荷载下降到峰值荷载的85%作为试件的极限状态，以此定义极限荷载Pu和极限位移Δu。通常采用屈强比δP=Py/Pm和位移延性系数μ= Δu/Δy衡量试件的安全储备和变形性能。试件特征点荷载和位移见图6。其中，P为水平荷载。位移延性系数和屈强比见表2。

图6 试件特征点荷载和位移

表2 试件位移延性系数和屈强比

由图6和表2可知：

1）SD1—SD3 试件在屈服、峰值、极限点时的承载力均大于SN 试件，且按试件初始损伤程度的增大依次减小。

2）SD1—SD3试件的位移延性系数在3.30 ～ 3.51，比SN 试件分别提高了32.5%、31.6%、24.5%。对比各试件特征点位移可知，SD1—SD3 试件的极限位移均大于SN 试件，其中SD3 试件的极限位移最小；SN 试件达到极限位移时的屈强比为0.84，SD1—SD3 试件的屈强比在0.82 ～0.86，表明采用预应力CFRP 加固损伤桥墩的塑性铰区域可以提高其安全储备和延性。

3.5 耗能

构件非线性变形吸收的能量与滞回环饱满程度和极限承载力有关。对于不同承载力的构件，采用等效黏滞阻尼系数能够有效评估构件的耗能能力［15］。等效黏滞阻尼系数ξeq按结构一个完整非线性滞回消耗的能量与等效结构一个循环滞回阻尼消耗的能量相等确定（图7），数学表达式为ξeq=其中，S△ADE+SΔBDE为一次加卸载循环中试件耗能（滞回耗能）；S△OAF+SΔOBC为理想弹性结构在达到相同位移时吸收的能量（弹性耗能）。图中F、C点分别为A点和B点在横坐标的投影点；Δ为位移。