鋼絞線布置方式對新型組合技術加固震損RC柱抗震性能的影響

孫杜娜，何明勝,2*，李玉成，郭璞

(1 石河子大學水利建筑工程學院，新疆 石河子，832003 2 新疆兵團高烈度寒區(qū)建筑抗震節(jié)能技術工程實驗室，新疆 石河子，832003)

鋼絞線網(wǎng)片-聚合物砂漿加固混凝土結構技術作為一種新型的加固技術受到國內(nèi)外學者的廣泛研究,混凝土結構的斜截面抗剪承載力是研究加固技術的一個重要方面。文獻[1-4]對鋼絞線網(wǎng)片-聚合物砂漿加固混凝土構件斜截面受剪特性方面的理論與試驗研究結果表明，采用鋼絞線網(wǎng)片-聚合物砂漿進行加固構件能夠有效抑制剪切裂縫的產(chǎn)生和發(fā)展，加固梁的受剪承載力顯著提高，加固梁的延性和抗剪承載力隨著鋼絞線配箍率的提高而提高。上述研究都把鋼絞線箍筋布置成U型和環(huán)型，布置鋼絞線網(wǎng)均需施加一定預應力，并采用U型和環(huán)形布置，由于其箍筋數(shù)量較多，施工非常繁瑣。KIM S Y等[5]、YANG K H等[6]研究了鋼絞線斜向布置(類似彎起鋼筋)和環(huán)形布置兩種方式對梁的抗剪效果及斜拉鋼絞線的預應力水平情況，結果表明斜拉鋼絞線抗剪效果明顯好于環(huán)形鋼絞線，并通過理論分析提出，斜拉鋼絞線不但本身具有較好的抗剪能力，而且施加很大預拉力后混凝土形成很大的預壓力，混凝土的抗剪承載力顯著提高。對鋼絞線網(wǎng)加固柱抗震性能的研究[7-9]結果表明，加固試件的極限承載力、延性和耗能均有很大程度的提高，并且隨著鋼絞線間距減小，其抗震性能提高更顯著。

為了固定鋼絞線，現(xiàn)行最常用的作法是在混凝土上打孔，通過結構膠埋入螺栓，再以螺栓為載體固定鋼絞線網(wǎng)的承力板(一般為角鋼)，這種技術對結構主體有一定的損壞，對于震損結構(破壞部位多為梁端或柱端)或者原結構混凝土強度較低的構件，該加固技術受到一定限制；另外，鋼板箍具有不破壞結構主體，且能大幅提高構件的抗剪性能等優(yōu)點。學者們對鋼板箍開展了相關研究，劉義等[10]將打包用的鋼帶應用于工程加固中，對 RC 梁進行抗剪加固；劉敏等[11]采用自主研發(fā)的加固新技術，通過擰緊高強螺栓對外包鋼施加雙向水平預應力的方法加固 RC 梁；郭子雄等[12]、陳大烺[13]采用兩塊U型鋼板合在一起，通過擰緊接縫處的高強螺栓施加預應力；這些研究均表明，施加預應力的方法能避免鋼帶(鋼板)箍應力滯后的問題，可以顯著提高梁的抗剪承載力，改善梁的變形能力。司建輝等[14]通過預應力鋼絞線-外包鋼復合加固混凝土柱軸心受壓試驗研究，得出該復合加固技術能明顯提高軸壓柱的承載力、延性等抗震性；這一方法對圓形截面能很好施加預應力，但在對矩形截面的鋼套箍施加預應力比較困難，無法使鋼套箍貼緊加固構件。

本課題組通過前期研究[15]提出了一種新型的楔形鋼板箍-鋼絞線網(wǎng)-聚合物砂漿加固技術(SPSP)，通過該技術既可以提高構件的抗剪承載力，又可作為鋼絞線網(wǎng)的承力板。李玉成等[15]研究表明，按斜向X布置鋼絞線網(wǎng)的梁，其抗剪承載力顯著提高，結構的延性也顯著提高，且抗剪斜拉鋼絞線均未達到屈服狀態(tài)，斜拉鋼絞線若設置的間距小、數(shù)量多，其控制范圍更廣，加固梁的承載力會有一定的提高；鄧宗才等[16]、郭俊平等[17]用鋼絞線網(wǎng)-聚合物砂漿加固技術對圓形混凝土柱的抗震性能研究發(fā)現(xiàn)，承載力、耗能和延性顯著提高，且鋼絞線數(shù)量多和預應力度較高時，滯回曲線更飽滿，鋼絞線間距對加固效果的影響明顯大于預應力度。

本文主要研究SPSP技術對震損RC柱在剪切破壞下的加固效果，以及斜拉鋼絞線布置方式(間距)對加固震損RC柱抗震性能的影響。

1 試件設計

1.1 預損傷試件設計

設計2根混凝土柱，柱長800 mm，截面尺寸300 mm×300 mm，縱筋和箍筋均為HRB400?？v筋沿柱四周布置6根直徑16 mm鋼筋，縱筋配筋率為2.03%；箍筋直徑8 mm，間距80 mm，箍筋體積配箍率為0.97%。水平加載點到柱頂設置長度為200 mm，剪跨比為2.0。柱的混凝土保護層厚度為15 mm。試件尺寸及配筋見圖1。

圖1 試件幾何尺寸及配筋

經(jīng)實測，該柱的混凝土立方體抗壓強度平均值為40.5 MPa，縱筋測得屈服和極限強度分別為433、586 MPa，箍筋測得屈服和極限強度分別為417、527 MPa。

1.2 加固柱設計

加固層厚度25 mm，整個柱截面尺寸350 mm×350 mm，水平加載點到柱頂設置長度為100 mm，剪跨比為2.0。鋼板箍由柱根部開始設置，鋼板箍之間距離為600 mm。在柱側(cè)面設置X形抗剪斜拉鋼絞線網(wǎng)，其中RZ1斜拉鋼絞線網(wǎng)間距設置為40 mm，RZ2斜拉鋼絞線網(wǎng)設置為80 mm。為保證該批加固試件發(fā)生剪切破壞而不發(fā)生彎曲破壞，通過初步計算，在柱正面設置了9根縱向鋼絞線。

加固采用型號為6×7+IWS的鋼絞線，實測單根鋼絞線直徑為3.8 mm，極限抗拉強度為1 380 MPa。外部楔形鋼套箍厚度由8 mm變到4 mm，內(nèi)襯楔形墊板厚度由6 mm變化到3 mm。8 mm和6 mm鋼板的實測屈服強度分別為426、401 MPa，極限強度分別為543、516 MPa。加固所用聚合物砂漿28 d實測立方體抗壓強度為26.5 MPa。

試件參數(shù)見表1，試件加固大樣見圖2。

表1 試件參數(shù)表

圖2 加固大樣

1.3 試件預損傷與加固方法

為了模擬地震作用下柱的往復累積而造成的損傷情況，采用低周反復荷載實現(xiàn)試件的預損傷，當預損傷中水平荷載下降到峰值荷載的85%時停止加載。在加固前先把預損傷柱表面松動、脫落的混凝土清理掉，然后再對表面進行鑿毛處理，最后用灌漿料修補開裂、脫落的部位，灌漿料厚度以能夠使柱表面達到平整為宜；修補處理28 d后測得所用灌漿料立方體抗壓強度為41.8 MPa，此時對試件進行加固處理。

設置好墊板位置，然后涂抹結構膠固定楔形墊板，再將外部鋼套箍放在墊板約1/2處，上緊螺栓，反復敲擊外套箍直到不發(fā)生位移為止，焊接外套箍接縫。根據(jù)本研究前期試驗得出的扭矩與拉力計算公式，通過扭矩扳手按照0.25的預應力水平完成所有鋼絞線網(wǎng)的設置，最后在鋼絞線表面抹聚合物砂漿直到與加載板頂齊平的位置，抹漿厚度為25 mm。

1.4 加載制度及測定方案

試驗在石河子大學新疆兵團高烈度寒區(qū)建筑抗震節(jié)能技術工程實驗室進行，采用擬靜力加載方式，水平往復荷載采用1臺美國MTS電液伺服加載系統(tǒng)，豎向荷載采用1臺100 t液壓千斤頂。試驗加載裝置及試驗現(xiàn)場如圖3所示。

圖3 擬靜力加載試驗裝置及現(xiàn)場

遵照JGJ/T 101—2015《建筑抗震試驗規(guī)程》相關規(guī)定，先施加豎向荷載再施加水平荷載;施加豎向荷載時，通過監(jiān)測數(shù)據(jù)采集系統(tǒng)使豎向荷載達到預先按照軸壓比0.3設定的軸力值，并在試驗過程中保持恒定;試驗采用位移控制加載制度，加載過程分為以下3個階段：0～20 mm以1 mm為級差，每級循環(huán)1次；20～40 mm以2 mm為級差，每級循環(huán)1次；40 mm以后以4 mm為級差，每級循環(huán)1次;當正負向水平荷載都下降至對應峰值荷載的85%時停止試驗。

加載制度如圖4所示。

圖4 加載制度

數(shù)據(jù)采集系統(tǒng)采用日本東測公司的TDS-530，力傳感器、鋼絞線上的應變片、位移計均通過該系統(tǒng)采集相應的數(shù)據(jù)。在柱前、后面的豎向鋼絞線上分別布置3個應變片，柱兩側(cè)面每根斜向鋼絞線上均布置1個應變片；在底梁端頭布置1個百分表，用于監(jiān)測整個加載過程中試件的滑動位移。MTS作動器施加的推力為+、拉力為-。

2 試驗加載及破壞形態(tài)

試驗結果(圖5)顯示：

(1)試件Z1和Z2的破壞形態(tài)基本相同(圖6a、b)。加載開始后試件有一些較細微的斜裂縫，隨著荷載加大，逐漸變成較明顯的2條交叉裂縫，繼續(xù)加大荷載后其中一條主裂縫發(fā)展較快，形成一條通裂縫，最終該柱的破壞形態(tài)是正面柱腳混凝土被壓碎，相應鋼筋屈服屈曲，為彎剪破壞。

(2)RZ1和RZ2的破壞形態(tài)也基本相同(圖6c、d)。裂縫出現(xiàn)后，隨著荷載加大，整個柱側(cè)面表面裂縫密布，繼續(xù)加大荷載后出現(xiàn)多條主斜裂縫，但由于中間區(qū)域斜拉鋼絞線網(wǎng)的作用，這些主斜裂縫并未貫通。當加載到破壞階段，RZ1在中間區(qū)域始終未破壞，而RZ2 中間形成局部破損區(qū)域，說明剪切破壞時，設置鋼絞線網(wǎng)間距為40 mm比間距為80 mm柱子控制區(qū)域更廣。柱正面混凝土沒有出現(xiàn)任何被壓碎現(xiàn)象，為剪切破壞，2個加固柱破壞形態(tài)達到本次試驗設計要求。

(3)與普通混凝土柱(預損傷柱)相比，采用SPSP加固技術后，斜截面裂縫分布更多、更廣，整個柱子在剪切破壞情況下的耗能更加充分，并且SPSP加固的柱子未有貫通整個截面的通裂縫，整個柱子剪切破壞具有比普通柱更好的延性。

3 試驗的結果與分析

3.1 滯回曲線

滯回曲線見圖6。

對比預損傷柱(圖6a、b)和加固柱(圖6c、d)可知：預損傷柱的“捏攏”現(xiàn)象比加固柱輕，并且預損傷柱接近梭形，而加固柱接近弓形。這表明加固柱發(fā)生的是剪切破壞,而預損傷柱發(fā)生的是彎剪破壞，以彎曲破壞為主。

圖6 試件滯回曲線

對比RZ1和RZ2可知：

(1)RZ1的飽滿程度稍微好于RZ2，說明RZ1的耗能能力好于RZ2；RZ2的卸載曲線比RZ1稍微緩一些，說明RZ2的卸載剛度好于RZ1。

(2)與側(cè)面鋼絞線間距80 mm的RZ2相比，鋼絞線間距為40 mm的RZ1控制斜截面破壞的范圍更廣，斜截面破壞的范圍也更廣，所以其耗能更好，同時由于設置鋼絞線網(wǎng)間距為40 mm柱的剛度更大，所以發(fā)生斜截面破壞時，其剛度也退化得更快。

3.2 骨架曲線

骨架曲線見圖7。由圖7可知：

圖7 試件骨架曲線對比

(1)對于預加固的兩個構件基本重合在一起，二者沒有區(qū)別。對比預加固柱和加固柱，雖然正推時加固柱的剛度與預加固柱基本重合，但反向拉力時小很多，總體而言，采用SPSP加固，不能彌補剛度減小的問題。

(2)在達到最大荷載時，正向推時RZ1比RZ2的剛度大，反向拉力時RZ1與RZ2基本一樣，總體上，斜向鋼絞線間距為40 mm的RZ1剛度大于鋼絞線間距為80 mmRZ2的剛度。

(3)最大荷載后，預損傷柱的承載力迅速降低，而通過SPSP加固的試件，雖然發(fā)生的是剪切破壞，但其后期承載力降低比較緩慢，表現(xiàn)出比發(fā)生彎曲破壞的預損傷柱更好的延性。

3.3 延性和承載力

延性反映構件屈服以后的變形能力，是抗震設計的一個重要指標。通常在鋼筋混凝土結構中，采用位移延性比衡量結構或構件的變形能力，即μΔ=Δu/Δy，其中，Δu為極限位移，即骨架曲線上下降段85%峰值荷載所對應點的位移，Δy為通過能量等值法、根據(jù)骨架曲線所確定的試件屈服點對應的位移，即屈服位移。

各試件承載力和延性見表2。

表2 試件承載力和延性系數(shù)

由表2可知：

(1)通過SPSP加固的柱，其延性得到大幅度提高，提高了17.6%～23.5%，承載力能達到預損傷柱的水平，斜拉鋼絞線網(wǎng)間距為40 mm的RZ1效果更加顯著。說明通過對斜鋼絞線網(wǎng)合適配置，對嚴重損柱的承載力，通過該加固技術修復后能達到未損傷以前的水平，并且其延性還有一定程度的提高。

(2)相對于RZ2柱的最大承載力，RZ1柱的提高了7.5%，延性提高了2.4%，說明在震損加固中適當增加斜拉鋼絞線網(wǎng)間距,能使承載力和延性有一定的提高。

3.4 剛度退化

本文采用割線剛度K評價試件剛度退化的過程，割線剛度

其中，+Fi、-Fi分別為第i次正、反向峰值點的荷載值；+Xi、-Xi分別為第i次正、反向峰值點的位移。

本次試件的剛度退化曲線見圖8。從圖8可以看出：

圖8 試件剛度退化曲線

(1)Z1和Z2的剛度退化曲線基本一致，RZ1、RZ2的初始剛度小于Z1、Z2的，說明采用SPSP加固技術，不能修復損傷柱的剛度到原始狀態(tài)。

(2)不管是預損傷柱還是加固柱，當位移達到20 mm時，剛度退化趨于平緩，但由于預損傷柱的初始剛度較大，故前期剛度退化更快；RZ2的剛度退化比RZ2要平緩。

3.5 耗能能力

本文采用能量耗散系數(shù)E評價試件耗能性能，選取試件屈服荷載、峰值荷載、極限荷載所對應的滯回曲線，通過計算其包裹的面積得到3個階段消耗的能量值，進而計算3個階段的能量耗散系數(shù)E，計算結果見表3。從表3可以看出：

表3 能量耗散系數(shù)

(1)在屈服階段和峰值階段，加固柱的耗能能力與預加固柱基本接近，到極限階段降低了3.3%～15%，這主要是預加固柱在破壞后，內(nèi)部已經(jīng)有了很大損傷?？傮w上，由于采用SPSP加固技術，加固柱的耗能能力亦然表現(xiàn)較好。

(2)在屈服、峰值、極限3個階段，RZ1柱的耗散系數(shù)分別比RZ2的提高11.8%、13.5%和12.1%。這是由于斜拉鋼絞線間距小、根數(shù)多，其控制范圍更大，在各階段破壞時裂縫更多、更均勻，因此，耗能效果更好。

4 結論

(1)采用SPSP加固技術后，構件抗剪破壞時的裂縫更加均勻，且不會形成貫通整個截面的通裂縫，表明SPSP加固技術后的構件具有較好的延性和承載力。

(2)采用SPSP加固嚴重損傷的柱，其承載力基本可以達到預損傷柱的承載力水平，延性相對于預損傷柱明顯提高，且加固柱的初始剛度較預損傷柱低，耗能也有所降低。

(3)與側(cè)面鋼絞線網(wǎng)間距為80 mm的柱相比，鋼絞線網(wǎng)間距為40 mm的柱破壞時裂縫更加均勻，表明其其承載力、延性及耗能等抗震性能均明顯提高。