有弱界面的CFRP抗彎加固中U型箍防剝離研究

王曉剛，李 森，周新剛

（煙臺大學(xué) 土木工程學(xué)院，山東 煙臺 264005）

有弱界面的CFRP抗彎加固中U型箍防剝離研究

王曉剛，李 森，周新剛

（煙臺大學(xué) 土木工程學(xué)院，山東 煙臺 264005）

銹蝕鋼筋混凝土梁置換保護層或直接粘貼CFRP加固時，可能因新老混凝土結(jié)合面或銹脹裂縫產(chǎn)生水平削弱面。設(shè)計了9根加固梁，研究弱界面對CFRP剝離的影響及傳統(tǒng)U型箍約束的有效性。結(jié)果發(fā)現(xiàn)，2種弱界面均使加固梁的整體受力性能受到削弱，局部剝離破壞更易發(fā)生，且界面越弱，剪切傳遞能力越差。U型箍約束能夠防止縱向CFRP發(fā)生脆性剝離破壞，保證其有效參與受力。然而弱界面仍有可能導(dǎo)致局部保護層剝離，縱向CFRP易過早拉斷。實際應(yīng)用中，宜適度降低縱向CFRP的容許拉應(yīng)變，并采取更為嚴(yán)格的約束和錨固措施。

銹蝕；鋼筋混凝土；弱界面；碳纖維復(fù)合材料；剝離；U型箍

外貼纖維布復(fù)合材料（Fiber reinforced polymer，F(xiàn)RP）是加固銹蝕鋼筋混凝土（Reinforced concrete，RC）梁的一種有效方式［1－5］。加固后，銹蝕構(gòu)件的承載能力得到有效提高，且刷涂的樹脂及外貼FRP在一定程度上能對侵蝕介質(zhì)起到隔斷作用，有效提高構(gòu)件的剩余使用壽命［6－8］。

對于FRP加固鋼筋混凝土梁，剝離破壞是一種其特有的破壞方式。通常情況下，F(xiàn)RP材料剛度不大，剝離破壞往往發(fā)生在毗鄰混凝土 樹脂界面的混凝土中，破壞時FRP附帶薄層混凝土從梁體上脫離［9－11］。實際應(yīng)用中，常在端部及彎剪段設(shè)置U型箍來提供橫向約束，以有效防止此種脆性剝離破壞的發(fā)生［12－14］。

FRP用于加固銹蝕鋼筋混凝土梁時，為防止加固后鋼筋繼續(xù)銹蝕，通常做法是去除混凝土保護層，對鋼筋進行除銹處理，而后重新澆筑混凝土并粘貼FRP［1－2］。此時可能因施工或材料等原因?qū)е滦屡f混凝土粘結(jié)不良，形成一水平薄弱界面?；蛘咦鳛橐环N臨時加固措施，在原保護層上直接粘貼FRP以提高承載力［3－4］。此時仍可能因銹脹裂縫形成類似薄弱界面。此弱界面在很大程度上提高了潛在的保護層剝離破壞發(fā)生的風(fēng)險，而通常所用的U型箍加固能否提供有效的橫向約束，防止脆性剝離破壞的發(fā)生也有待研究證實。

本文通過試驗方法，針對上述2種加固情況，通過后澆混凝土保護層和預(yù)設(shè)裂縫的方式獲得帶有薄弱界面的梁試件，而后粘貼碳纖維布復(fù)合材料（Carbon fiber reinforced polymer，CFRP）加固并進行受彎試驗，以此研究薄弱界面對CFRP剝離破壞的影響及此時U型箍約束的有效性。

1 剝離試驗研究

1.1 試件設(shè)計

共設(shè)計9根鋼筋混凝土試驗梁，截面150 mm×200 mm，梁長2 200 mm，配筋及尺寸見圖1。按薄弱界面設(shè)置方式不同，試件分2組。A組試件模擬置換保護層情況，澆筑混凝土?xí)r底面朝上，預(yù)留一半保護層不澆筑混凝土，如圖2所示。養(yǎng)護28 d后，對預(yù)留界面進行相應(yīng)處理，后采用細(xì)石混凝土補全保護層，新混凝土硬化后粘貼CFRP布進行加固。B組試件模擬直接粘貼加固情況，在梁底兩側(cè)縱筋位置對稱預(yù)埋2條等寬度油布條，以此在梁中預(yù)設(shè)位置形成預(yù)設(shè)裂縫，如圖3所示，同樣待混凝土硬化后粘貼CFRP加固。

各試件的具體參數(shù)列于表1，變化試驗參數(shù)包括界面強弱、預(yù)設(shè)裂縫寬度以及是否附加U型箍錨固。試件編號中Refer代表對比梁；A、B代表組別；25和40分別代表形成裂縫的單條油條布寬度為25、40 mm；L、M和H分別代表低等、中等和高等界面強度，詳見1.2節(jié)；U代表梁預(yù)設(shè)剝離端附加U型箍錨固。試件編號中未注明的參數(shù)均為缺省值，即25 mm保護層厚度、140 mm寬CFRP、中等界面強度、未設(shè)置U型箍。

圖1 梁試件配筋及尺寸（mm）

圖2 A組待修補保護層的梁試件

圖3 硬化后待粘貼CFRP的B組試件

表1 試驗梁基本參數(shù)

1.2 界面處理

低等級界面處理方式為舊混凝土表面用鋼絲刷清理后直接澆筑混凝土，中等級界面為舊混凝土表面鑿毛后澆筑混凝土，高等級界面為鑿毛后刷涂同配比水泥漿后澆筑混凝土。鑿毛后界面的粗糙程度采用灌砂法控制，平均灌砂深度為2.6 mm。

為獲得不同等級界面的材性數(shù)據(jù)，試驗設(shè)計150 mm×150 mm×150 mm的立方體劈裂試件以獲取粘結(jié)界面劈裂抗拉強度，設(shè)計150 mm×150 mm×300 mm的Z型剪切試件以獲取粘結(jié)界面剪切強度，如圖4所示。每一強度等級制作劈裂與剪切試件各3塊。

界面材性試件與梁同期澆筑一半，混凝土硬化后進行相應(yīng)界面處理，然后與后澆保護層一起用細(xì)石混凝土澆筑另一半。試件養(yǎng)護達(dá)到齡期后，進行測試并計算各等級新舊混凝土界面的劈裂抗拉強度及剪切強度［15］。

圖4 界面特性試件示意圖

1.3 CFRP加固方案及受彎加載裝置

混凝土達(dá)到齡期后，根據(jù)設(shè)計方案粘貼CFRP。圖5所示為剝離端無U型箍約束的典型加固方案，錨固端隔100 mm附加100 mm寬U型箍約束，確保破壞在設(shè)置削弱界面的半跨發(fā)生。剝離端縱向CFRP距離支座50 mm截斷。對于 A-L-U、A-M-U和B-40-U試件，在剝離端對稱設(shè)3道U型箍錨固，其余參數(shù)相同。

圖5 典型CFRP加固方案（mm）

試驗梁簡支，三分點加載，采用位移計監(jiān)測跨中和加載點撓度變化，應(yīng)變片測量跨中梁截面不同高度的應(yīng)變，梁底CFRP上間隔30～50 mm不等粘貼應(yīng)變片測量其應(yīng)變變化。鋼筋屈服前采用分級加荷載方式加載，每級荷載3 k N；鋼筋屈服后采用連續(xù)加位移方式加載至破壞。試驗中所有數(shù)據(jù)由電腦同步采集。

2 試驗結(jié)果

2.1 材性試驗結(jié)果

梁中受拉縱筋采用直徑12 mm的變形鋼筋，屈服強度425 MPa，極限強度610 MPa，彈性模量210 GPa。碳纖維布采用宜昌碳纖維布公司生產(chǎn)的UT70-20型碳纖維布（300 g／0.167 mm）和配套環(huán)氧樹脂膠。其抗拉強度、彈性模量和極限延伸率分別為4 208 MPa、245 GPa和0.017 1。

梁主體混凝土采用標(biāo)號42.5的普通硅酸鹽水泥、河砂以及最大粒徑約為25 mm的石子，配合比為水180 kg／m3、水泥400 kg／m3、砂570 kg／m3、石子1 250 kg／m3。通過預(yù)留立方體試件測得混凝土立方體抗壓強度為32.8 MPa。二次澆筑的混凝土保護層采用細(xì)石混凝土，石子最大粒徑約為10 mm，配合比為水190 kg／m3、水泥430 kg／m3、砂660 kg／m3、石子1 120 kg／m3，另摻3%的高效減水劑，實測立方抗壓強度為42.8 MPa。

根據(jù)劈裂試驗結(jié)果，低等級、中等級和高等級界面劈裂抗拉強度分別為0.96、1.06和1.16 MPa。根據(jù)剪切試驗結(jié)果，低等級、中等級和高等級界面剪切強度分別為3.8、3.8和4.0 MPa。

2.2 受彎試驗結(jié)果

試驗梁的破壞試驗結(jié)果匯總于表2。其中截面尺寸和有效高度因試件制作與設(shè)計值略有偏差。另外，CFRP應(yīng)變?yōu)榭缰形恢迷跇O限荷載下的應(yīng)變值。

表2 梁的受彎破壞特征參數(shù)

3 試驗結(jié)果分析

3.1 粘結(jié)應(yīng)力計算

為獲得縱向CFRP與梁主體混凝土間的剪切粘結(jié)應(yīng)力分布，深入探析剝離破壞發(fā)生發(fā)展的過程與機理，試驗中在CFRP上間隔30～50 mm粘貼應(yīng)變片，并自端部起標(biāo)記為1～n號，以此監(jiān)測不同位置CFRP的應(yīng)變變化，并通過式（1）計算粘結(jié)應(yīng)力。

式中，τk為第k號和k＋1號應(yīng)變片中間位置的粘結(jié)應(yīng)力（k＝1，2，…，n－1），εk和εk＋1分別為第k號與k＋1號應(yīng)變片的應(yīng)變值，Ecf、bcf和tcf分別為CFRP的彈性模量、粘貼寬度和厚度，bin粘結(jié)區(qū)域?qū)挾?，lk為第k號和k＋1號應(yīng)變片的間距。

3.2 剝離破壞特征參數(shù)計算

任一時刻，由式（1）計算出離散點的粘結(jié)應(yīng)力后，通過3次樣條函數(shù)插值，可最終獲得CFRP與混凝土間粘結(jié)應(yīng)力的分布曲線，如圖6所示為典型的局部區(qū)段內(nèi)應(yīng)力曲線。

圖6 剝離破壞特征參數(shù)示意圖

CFRP與混凝土間的粘結(jié)應(yīng)力主要由兩種作用形成：抵抗彎矩變化和開裂后混凝土回縮。在此，將兩種作用形成的粘結(jié)分別稱為剪切粘結(jié)和開裂粘結(jié)。理論上，在本文試驗加載方式下，梁彎剪段的剪切粘結(jié)應(yīng)力恒為正值；開裂粘結(jié)應(yīng)力在裂縫兩側(cè)方向相反，分布形狀和大小近似相同。實際粘結(jié)應(yīng)力為兩種作用疊加，如此在彎剪裂縫靠支座側(cè)產(chǎn)生應(yīng)力峰；另一側(cè)產(chǎn)生應(yīng)力谷，如果開裂粘結(jié)應(yīng)力值大于剪切粘結(jié)應(yīng)力值，粘結(jié)應(yīng)力出現(xiàn)負(fù)值，應(yīng)力谷底落于X軸下方。加載過程中如無新裂縫產(chǎn)生，粘結(jié)應(yīng)力分布曲線形狀基本保持不變，數(shù)值逐步升高，直至峰值粘結(jié)應(yīng)力達(dá)到粘結(jié)強度，發(fā)生局部剝離。局部破壞后，或粘結(jié)應(yīng)力重分布、在靠近支座部分形成新的應(yīng)力峰或不穩(wěn)定擴展導(dǎo)致整體剝離發(fā)生。

剝離臨界狀態(tài)的應(yīng)力峰大小決定了CFRP剝離或錨固承載力。本文采用3個參數(shù)對其進行描述：極限粘結(jié)強度τu；粘結(jié)傳遞長度lT，即應(yīng)力峰兩零點之間的距離，如尾部較長，則傳遞長度取一半極限粘結(jié)強度位置的應(yīng)力峰寬度的2倍（參見圖6）；應(yīng)力峰面積AT，即傳遞長度范圍內(nèi)的應(yīng)力曲線包絡(luò)面積，見圖6中的陰影部分。

開裂粘結(jié)應(yīng)力的分布在裂縫兩側(cè)可近似認(rèn)為形狀大小相同，方向相反。因此，實測粘結(jié)應(yīng)力分布曲線與X軸間的數(shù)值積分面積Ash為區(qū)域內(nèi)的剪切粘結(jié)力之和，此面積與區(qū)域長度的比值為平均剪切粘結(jié)應(yīng)力，標(biāo)記為τav。

對于各梁試件，根據(jù)試驗結(jié)果繪出不同荷載水平下的粘結(jié)應(yīng)力分布曲線，對比篩選出所有臨界狀態(tài)，即曲線形狀發(fā)生突變的點，然后在所有臨界曲線上對比找出最大粘結(jié)應(yīng)力峰，計算上述特征參數(shù)，匯總于表3。同時對比找出同一試件各剝離臨界狀態(tài)的平均剪切粘結(jié)應(yīng)力最大值，同列于表3。

表3 梁的剝離破壞特征參數(shù)

3.3 新老混凝土弱界面對CFRP剝離的影響

A組試件因新老混凝土結(jié)合面形成弱界面。參照梁的破壞模式為CFRP沿膠層 混凝土界面發(fā)生整體剝離。與之相比，A組未設(shè)U型箍約束的試件均在較低荷載水平下沿削弱界面發(fā)生局部保護層剝離，并隨加載向端部擴展，接近端部后，剝離破壞轉(zhuǎn)而沿膠 混凝土界面破壞，最終縱向CFRP附帶大面積混凝土保護層整體剝落，如圖7所示。圖8為此3根不同弱界面梁試件與參照梁的荷載 撓度曲線對比。梁A-H因澆筑原因有效高度較大（見表2），承載力和剛度明顯偏高。其余3根梁截面尺寸參數(shù)基本一致，相應(yīng)荷載 撓度曲線亦差別不大。

圖7 A組未設(shè)U型箍試件的典型破壞模式（A-L）

圖9～12分別為4根梁局部剝離臨界狀態(tài)對應(yīng)的粘結(jié)應(yīng)力分布曲線。參照梁在66.7 k N荷載水平下，距端部約300 mm位置彎剪裂縫處發(fā)生初始剝離，局部剝離荷載與極限荷載非常接近，破壞突然。存在削弱界面情況下，尤其界面較弱時，較低荷載水平下，甚至鋼筋屈服前便可能達(dá)到剝離臨界狀態(tài)，沿削弱界面發(fā)生局部保護層剝離，并隨加載范圍逐步擴大直至整體剝離。

梁A-L、A-M 和 A-H 的極限粘結(jié)強度均在3.4 MPa左右，與參照梁基本一致，削弱界面強度對極限粘結(jié)強度未見有明顯影響。然而隨界面變?nèi)?，?中的特征參數(shù)均隨之減小，低強度界面試件A-L的粘結(jié)傳遞長度、應(yīng)力峰面積及平均剪切粘結(jié)應(yīng)力僅為參照梁的0.5倍左右，界面削弱作用非常顯著。高強界面試件A-H的各項參數(shù)基本達(dá)到了參照梁水平，但可以觀察到A-H仍在低于屈服荷載的50.6 k N發(fā)生局部剝離?？梢钥闯?，后補保護層形成的削弱界面，對低荷載水平下構(gòu)件的使用性能有著潛在的不利影響。

圖8 不同界面強度的梁的荷載撓度曲線對比

圖9 臨界狀態(tài)下梁Refer的粘結(jié)應(yīng)力分布

圖10 臨界狀態(tài)下梁A-L的粘結(jié)應(yīng)力分布

3.4 預(yù)設(shè)裂縫弱界面對CFRP剝離的影響

B組試件通過預(yù)設(shè)裂縫形成弱界面。對于無U型箍約束的梁B-25與B-40，破壞模式基本相同。加載過程中彎剪段局部區(qū)域內(nèi)有水平預(yù)設(shè)裂縫的張開跡象，但加固梁在外觀上保持完整，最終在極限荷載下，沿薄弱界面發(fā)生整體剝離，如圖13所示。破壞過程較為突然，保護層與CFRP完整的從梁主體剝落。與A組試件相比，B組兩根梁的剝離始終沿預(yù)設(shè)薄弱界面發(fā)展，破壞過程更為突然，破壞后剝離的混凝土保護層與CFRP基本保持整體性。這說明銹脹裂縫形成的弱界面會比不良新老混凝土粘結(jié)面帶來更為不利的影響。

圖11 臨界狀態(tài)下梁A-M的粘結(jié)應(yīng)力分布

圖12 臨界狀態(tài)下梁A-H的粘結(jié)應(yīng)力分布

圖13 預(yù)設(shè)裂縫存在下的典型破壞模式（B-40）

圖14為B組無U型箍試件的荷載 撓度曲線，預(yù)設(shè)裂縫的存在使加載過程中試件整體受力性能逐步削弱，受彎剛度逐漸降低，曲線趨于平滑。預(yù)設(shè)裂縫較寬的B-40的削弱效應(yīng)相比更為明顯。

圖14 B組梁的荷載 撓度曲線

圖15與圖16分別為梁B-25與梁B-40的臨界狀態(tài)粘結(jié)應(yīng)力分布曲線，相應(yīng)破壞參數(shù)見表3。由于B組試件通過預(yù)設(shè)裂縫形成薄弱界面，計算區(qū)域內(nèi)并無削弱，只因區(qū)域外CFRP剪切應(yīng)力在此集中傳遞帶來不利影響。在此情況下，極限粘結(jié)強度雖有提高，單個剝離應(yīng)力峰面積相比卻顯著降低，參見表3。且隨粘結(jié)面積的相對減小，應(yīng)力峰趨于陡峭，平均剪切粘結(jié)應(yīng)力亦呈明顯減小趨勢。這充分表明保護層開裂程度越高，剝離破壞越容易發(fā)生，相應(yīng)對約束和錨固要求也越高。

圖15 臨界狀態(tài)下梁B-25的粘結(jié)應(yīng)力分布

圖16 臨界狀態(tài)下梁B-40的粘結(jié)應(yīng)力分布

3.5 U型箍約束CFRP剝離的有效性

圖17為A組U型箍約束試件與相應(yīng)對比試件的荷載 撓度曲線。梁A-L與梁A-L-U的曲線幾乎完全重合，未加U型箍時，梁A-L破壞時跨中撓度約19 mm，承載力約70 k N，梁A-L-U破壞時撓度達(dá)到31 mm，承載力約86 k N，提高23%。中等界面強度下，A-M破壞時的撓度和承載力分別為26 mm和77 k N，加U型箍后提高至32 mm和90 k N，承載力仍有17%的提高。更為重要的是，在U型箍約束下，未發(fā)生整體剝離，加固梁最終因縱向CFRP絲束逐漸拉斷而破壞，并伴有中部U型箍剝離，如圖18所示。破壞過程中加固梁變形持續(xù)增大，荷載逐步降低，見圖17，破壞模式表現(xiàn)較為延性。

試件B-40-U相比B-40試件承載力提高33%，極限荷載下的跨中撓度提高近一倍，且最終破壞形式亦為縱向CFRP拉斷。另外，加U型箍錨固后，試件荷載 撓度曲線的屈服拐點變得明顯，如圖19所示，表明U型箍在加載過程中很大程度上維持了加固體系的整體受力，起到較好的效果。

圖17 U型箍約束下的A組試件荷載 撓度曲線對比

圖18 U型箍約束下的典型破壞模式（A-M-U）

圖19 U型箍約束下的B組試件荷載 撓度曲線對比

圖20 極限狀態(tài)下縱向CFRP應(yīng)變分布對比

增設(shè)U型箍的梁試件由于粘貼的應(yīng)變片間距增大，由式（1）計算得到的粘結(jié)應(yīng)力為較大范圍內(nèi)的均值，所得粘結(jié)應(yīng)力分布曲線上無較大粘結(jié)應(yīng)力峰出現(xiàn)，所以表3中未給出剝離應(yīng)力峰相關(guān)特征參數(shù)。盡管如此，對于極限狀態(tài)的平均剪切粘結(jié)應(yīng)力，在剝離端附加 U 型箍約束后，梁 A-L-U、A-M-U 和B-40-U比相應(yīng)無約束梁分別提高約93%、68%和226%，對剪切傳遞能力的提高極為顯著。U型箍約束下，縱向CFRP能夠較好的發(fā)揮作用，極限狀態(tài)下其應(yīng)變均能夠達(dá)到11 000με以上，如圖20所示，加固梁受力性能基本能夠得到保證。

然而，相比普通CFRP加固梁，薄弱界面仍會帶來多方面的不利影響，需引起足夠重視。首先，3根附加U型箍約束的梁試件兩端CFRP加固方式完全一致，加載亦對稱，但未設(shè)削弱界面的一端在加載破壞過程中保持完好，未見任何破壞跡象，所有破壞均發(fā)生在設(shè)置削弱界面端，說明U型箍約束條件并不能完全消除薄弱界面的不利影響。極限狀態(tài)下雖未發(fā)生CFRP的整體剝離破壞，但通過圖20中CFRP應(yīng)變分布曲線可見，此時在端部最后一個U型箍靠內(nèi)側(cè)位置，縱向CFRP應(yīng)變已高達(dá)4 000～6 000με水平，安全裕度較低，存在很高的端部錨固破壞風(fēng)險。

3根U型箍約束試件的縱向CFRP均在應(yīng)變低于12 000με時發(fā)生生絲束拉斷，遠(yuǎn)低于其材料極限應(yīng)變，也明顯低于無薄弱界面的加固情況。結(jié)合試驗現(xiàn)象分析，在沿薄弱界面發(fā)展的水平裂縫及橫向彎曲／彎剪裂縫共同分割下，形成的保護層塊體與梁主體脫離，后繼加載中不能協(xié)同變形，使縱向CFRP處于復(fù)雜受力狀態(tài)，這可能是導(dǎo)致其過早拉斷的主要原因。另外，試件A-L-U與A-M-U的中部均有U型箍剝落現(xiàn)象發(fā)生，表明中部U型箍受荷較大，實際應(yīng)用時應(yīng)對其采取更為充分的錨固措施。

4 結(jié)語

通過試驗方式研究了兩種不同薄弱界面對加固梁中CFRP剝離的影響，在此基礎(chǔ)上對比分析傳統(tǒng)U型箍約束的有效性，得到如下結(jié)論：

1）后補混凝土弱界面易導(dǎo)致較低荷載水平下發(fā)生中部保護層局部剝離，無約束情況下，剝離向端部發(fā)展并最終導(dǎo)致縱向CFRP附帶大面積保護層整體剝落。界面越弱，其剝離破壞特征參數(shù)值越低，中部保護層剝離越容易發(fā)生和發(fā)展，極限狀態(tài)下CFRP能夠發(fā)揮的應(yīng)力水平也越低。

2）銹脹裂縫形成的弱界面對縱向CFRP的受力更為不利，剝離破壞更為脆性，且隨殘余粘結(jié)面積的相對減小，破壞的各項特征參數(shù)急劇降低。

3）對兩種弱界面加固梁，U型箍約束均能防止縱向CFRP發(fā)生整體剝離，使其充分發(fā)揮作用，加固梁的承載力和變形性能大幅提高，且最終破壞模式較為延性。

4）對于后補混凝土弱界面，U型箍約束不能完全防止局部保護層剝離在較低荷載水平下發(fā)生，可能給構(gòu)件使用性能造成潛在不利影響。相比之下，U型箍約束對開裂弱界面梁的性能提高更為顯著。

5）兩種弱界面的存在均對加固梁的整體性造成較大削弱，使縱向CFRP處于復(fù)雜受力狀態(tài)，因此在設(shè)計時應(yīng)降低其容許極限應(yīng)變，并采取更為嚴(yán)格的錨固構(gòu)造措施。

［1］ACI Committee 546.Concrete repair guide（ACI546R-04）［S］.2004.

［2］Malumbeia G，Alexander M，Moyo P.Load-bearing capacity of corroded patched and FRP-repaired RC beams［J］.Magazine of Concrete Research，2011，63（11）：797-812.

［3］張偉平，王曉剛，顧祥林.碳纖維布加固銹蝕鋼筋混凝土梁抗彎性能研究［J］.土木工程學(xué)報，2010，43（6）：34-41.

Zhang W P，Wang X G，Gu X L.Flexural behavior of corroded reinforced concrete beams strengthened with carbon fiber composite sheets［J］.China Civil Engineering Journal，2010，43（6）：34-41.

［4］Davalos F J，Chen A，Ray I，et al.Rehabilitation of reinforced concrete T-beam structures using externally bonded FRP composites［C］／／Proceedings of the 12th International Conference on Engineering， Science，Construction，and Operations in Challenging Environments-Earth and Space，2010：649-663.

［5］Xie J H，Hu R L.Experimental study on rehabilitation of corrosion-damaged reinforced concrete beams with carbon fiber reinforced polymer［J］.Construction and Building Materials，2013，38：708-716.

［6］Moataz B，Khaled S.Control of corrosion-induced damage in reinforced concrete beams using carbon fiberreinforced polymer laminates ［J］. Journal of Composites for Construction，2005，9（2）：195-201.

［7］Belarbi A，Wang H Z.Ductility characteristics of fiberreinforced-concrete beams reinforced with FRP rebars［J］.Construction and Building Materials，2011，25（5）：2391-2401.

［8］鄧宗才，李朋.FRP加固鋼筋混凝土結(jié)構(gòu)阻銹性能的研究［J］.北京工業(yè)大學(xué)學(xué)報，2011，37（6）：836-840.

Deng Z C，Li P.Anticorrosion performances of reinforced concrete structure retrofitted with FRP［J］.Journal of Beijing University of Technology，2011，37（6）：836-840.

［9］滕錦光，陳建飛，史密斯S T，等.FRP加固混凝土結(jié)構(gòu)［M］.北京：中國建筑工業(yè)出版社，2005.

［10］Kang H K T，Joe H，Kim，S，et al.A state-of-the-Art review on debonding failures of FRP laminates externally adhered to concrete［J］.International Journal of Concrete Structures and Materials，2012，6（2）：123-134.

［11］Ollera E，Cobob D，Mar R A.Laminate debonding process of FRP-strengthened beams［J］.Structure and Infrastructure Engineering，2011，7（1／2）：131-146.

［12］葉列平，方團卿，楊勇新.碳纖維布在混凝土梁受彎加固中抗剝離性能的試驗研究［J］.建筑結(jié)構(gòu)，2003，33（2）：61-65.

Ye L P，F(xiàn)ang T Q，Yang Y X.Experimental study on debonding prevention of CFRP strengthened RC beams under bending［J］.Building Structure，2003，33（2）：61-65.

［13］王文煒，葉見曙，趙國藩.玻璃纖維布加固的鋼筋混凝土梁端部錨固試驗研究［J］.東南大學(xué)學(xué)報，2004，34（5）：656-660.

Wang W W，Ye J S，Zhao G F.Experimental study on anchorage schemes of RC beams strengthened with GFRP sheets ［J］.Journal of Southeast University ：Natural Science Edition，2004，34（5）：656-660.

［14］Cao S Y，Chen J F，Teng J G，et al.Debonding in RC beams shear strengthened with complete FRP wraps［J］.Journal of Composites for Construction，2005，9（5）：417-428.

［15］GB／T 50081—2002普通混凝土力學(xué)性能試驗方法標(biāo)準(zhǔn)［S］.北京：中國建筑工業(yè)出版社，2003.

（編輯 王秀玲）

Effectiveness of U-Strips to Prevent CFRP Debonding in Strengthened RC Beams with Weak Interfaces

Wang Xiaogang，Li Sen，Zhou Xingang
（School of Civil Engineering，Yantai University，Yantai 264005，Shangdong，P.R.China）

Weak interfaces may be induced during the process of substituting the damaged cover by corroded RC beams or strengthening directly with CFRP.The two possible causes are the combination between the new-old concrete and expansive cracks.In this study，nine strengthened beams were designed to investigate the effects of weak interface on CFRP debonding along with the effectiveness of conventional confinement provided by U-strips.The test results showed the structural integrity of strengthening system was impaired considerably by both types of weak interfaces.Furthermore，it easily led to CFRP debonding failure.Weaker the interface was，the less ability transfer shear forces are.Debonding failure could be effectively prevented by U-strips.Meanwhile，consequently flexural CFRP sheets performed mainly well.However，local cover delamination and premature rupture of flexural CFRP may still occur due to the effects of the weak interface.Therefore，the allowable tensile strain of flexural CFRP must be reduced，and stricter measures of confinement and anchorage must be taken in application.

corrosion；reinforced concrete；weak interface；CFRP；debonding；U-strip

TU375

A

1674-4764（2014）02-0014-07

10.11835／j.issn.1674-4764.2014.02.003

2013-06-03

國家自然科學(xué)基金（51108400）；山東省優(yōu)秀中青年科學(xué)家科研獎勵基金（BS2010SF027）

王曉剛（1980-），男，博士，副教授，主要從事混凝土結(jié)構(gòu)耐久性、結(jié)構(gòu)加固等研究，（E-mail）wxgnet＠163.com。