快速可恢復(fù)性震損框架結(jié)構(gòu)的抗震性能研究*

黃 靚，孫 強(qiáng)，鄧 鵬，張明亮，單 韌，彭 勃

(1 湖南大學(xué)土木工程學(xué)院，長沙 410082；2 湖南省第二工程有限公司，長沙 410015；3 湖南固特邦土木技術(shù)發(fā)展有限公司，長沙 410082)

0 概述

地震給人類社會造成了巨大損失。地震后如何在短時間內(nèi)對建筑結(jié)構(gòu)進(jìn)行修復(fù)成為建筑抗震可恢復(fù)性領(lǐng)域的重要研究方向之一[1]。地震發(fā)生后，基礎(chǔ)建筑設(shè)施的快速恢復(fù)能夠解決災(zāi)區(qū)人民的短期生活難題[2]。此外,很多框架結(jié)構(gòu)在主震后處于“可修復(fù)”狀態(tài)，合理的快速修復(fù)能避免其在余震中倒塌，不僅可以縮短災(zāi)區(qū)的重建周期，也能避免人力、財力及環(huán)境等資源浪費。因此，震后建筑快速修復(fù)研究具有重要的研究價值和工程意義。

目前，纖維聚合物(FRP)加固技術(shù)的研究是國外在震損鋼筋混凝土結(jié)構(gòu)修復(fù)領(lǐng)域的主要研究方向[3-5]。國內(nèi)學(xué)者對增大截面法、粘貼碳纖維加固法、外包鋼法、注膠加固等技術(shù)用于震損混凝土結(jié)構(gòu)修復(fù)開展了一系列研究[6-10]。盡管研究取得了可喜的成果，但仍然存在一定的技術(shù)限制，如加大截面加固法存在現(xiàn)場濕作業(yè)多和養(yǎng)護(hù)期長等缺點；粘貼纖維復(fù)合材料法對使用環(huán)境的溫度有限制，且需作專門的防護(hù)處理；外包鋼法施工工藝復(fù)雜；混凝土裂縫修補(bǔ)技術(shù)則需要專門的灌漿設(shè)備及施工技術(shù)人員?？梢?，大部分研究都是從災(zāi)后重建角度出發(fā)考慮建筑的加固修復(fù)，沒有考慮應(yīng)急修復(fù)的時間性因素和施工環(huán)境因素，不滿足施工簡單、便捷高效的震后緊急修復(fù)的技術(shù)要求。

鋼絲網(wǎng)復(fù)合灌漿料(steel wire mesh composite grouting material，SGM)是以鋼絲網(wǎng)為增強(qiáng)材料，高性能灌漿料為基相組成的薄層加固材料，不僅具有耐火耐久性好，截面尺寸增加不大，便于施工等優(yōu)點，并且與混凝土黏結(jié)性好，兩者具有良好的工作協(xié)調(diào)性。已有研究表明，水泥基灌漿料加固法能夠有效地改善試件的抗震性能[11-12]。本文分別對鋼絲網(wǎng)復(fù)合超早強(qiáng)灌漿料及鋼絲網(wǎng)復(fù)合環(huán)氧灌漿料快速加固修復(fù)震損框架結(jié)構(gòu)進(jìn)行了擬靜力試驗，通過對比分析，驗證了鋼絲網(wǎng)復(fù)合灌漿料加固法用于震損框架修復(fù)加固的可行性，為快速可恢復(fù)性震損框架提供了新思路。

1 試驗設(shè)計

1.1 試件設(shè)計

圖1 試件幾何尺寸及配筋

1.2 加固形式及方法

本試驗首先對試件進(jìn)行擬靜力預(yù)損試驗，待試件達(dá)到極限承載力后停止試驗，對試件進(jìn)行加固處理。加固處理方案的設(shè)計參考《混凝土結(jié)構(gòu)加固設(shè)計規(guī)范》(GB 50367—2013)[14]的要求，試件的加固處理參數(shù)設(shè)計見表1?？紤]實際加固中樓板對加固處理施工的影響，梁段加固結(jié)合實際情況采用包裹梁側(cè)及梁底的U形加固形式，對梁端400mm范圍進(jìn)行加固；柱段的加固采用四面加固形式，對柱上端、下端300mm范圍進(jìn)行加固；節(jié)點處鋼絲網(wǎng)分別向梁段和柱段延伸100mm，并與梁、柱段鋼絲網(wǎng)搭接牢靠。已有研究表明[15-16]，地震中以“強(qiáng)梁弱柱”為特征的破壞形式大量出現(xiàn)于震損框架結(jié)構(gòu)，這與我國抗震設(shè)計要求是相違背的。因此為使柱端加固部分牢靠，在柱加固區(qū)每隔100mm設(shè)置一道直徑2mm的鐵絲環(huán)箍。具體加固形式見圖2。

試件加固處理設(shè)計參數(shù) 表1

圖2 加固形式及鋼絲網(wǎng)尺寸

加固框架結(jié)構(gòu)的工序主要包括：1)表面處理，用鋼絲刷剔除加固部位混凝土表面疏松的部分；2)涂刷界面劑，加固部位采用界面劑處理代替?zhèn)鹘y(tǒng)鑿毛處理，超早強(qiáng)灌漿料界面劑由某公司提供(界面劑配比為A液∶B組分=1∶4)，環(huán)氧灌漿料界面劑為環(huán)氧樹脂膠；3)綁扎鋼絲網(wǎng)，將鋼絲網(wǎng)綁扎在相應(yīng)加固部位，柱端加固區(qū)設(shè)置鐵絲環(huán)箍；4)支模及澆筑，在加固位置支模，灌注20mm厚灌漿料。

1.3 材料性能

超早強(qiáng)灌漿料采用某公司提供的HPG-T超早強(qiáng)型水泥基灌漿料，超早強(qiáng)灌漿料配合比(重量比)為灌漿料∶水=1∶0.13；環(huán)氧灌漿料采用某公司提供的JN-BG環(huán)氧樹脂灌漿料，環(huán)氧灌漿料配合比(重量比)為A組分∶B組分∶C組分=2∶1∶10.5；本試驗選取的鋼絲網(wǎng)為鍍鋅點焊鋼絲網(wǎng)，鋼絲網(wǎng)直徑為1mm，網(wǎng)格間距為10mm×10mm。各材料性能結(jié)果見表2。

試件材料信息 表2

1.4 加載方式及測試內(nèi)容

在加固處理自然養(yǎng)護(hù)24h后，對試件進(jìn)行擬靜力試驗。試驗采用三通道加載裝置進(jìn)行加載，用鋼帽連接件將試件柱端和L形鋼梁連接，以保證不會出現(xiàn)頂端滑移現(xiàn)象，詳見圖3。

圖3 加載裝置示意圖

試驗參考《建筑抗震試驗規(guī)程》(JGJ/T 101—2015)[17]采用荷載-位移混合控制的加載方法。以框架頂部層間位移角達(dá)到L/550為依據(jù)，達(dá)到限值前采用荷載控制，隨后采用位移控制，每級均循環(huán)兩次。位移控制階段的位移增量采用屈服位移的整數(shù)倍，當(dāng)框架頂部層間位移角超過L/30,或者某級承載力低于結(jié)構(gòu)極限承載力的85%時，認(rèn)為試件已破壞，停止試驗。

試驗測量的主要內(nèi)容有：1)框架頂部水平位移、中部水平位移及底部水平位移；2)試件裂縫的發(fā)展形式；3)底板的翹起位移。位移計LVDT3放置在試件梁柱節(jié)點處中心來測量框架頂部水平位移值；位移計LVDT2放置在試件柱的中部來測量框架中部水平位移值；位移計LVDT1，LVDT4，LVDT5依次放置在底板邊緣及兩側(cè)來測量試件的底部水平位移值和底板的翹起，詳見圖4。

圖4 位移計布置

2 試驗過程及現(xiàn)象

2.1 對比框架

當(dāng)加載荷載P為40kN時，梁柱交界處出現(xiàn)貫通裂縫，柱腳內(nèi)側(cè)出現(xiàn)裂縫，此時位移為3.4mm(L/410>L/550)，試件K進(jìn)入彈塑性階段，改為位移控制加載；當(dāng)加載位移Δ為17.0mm時，梁頂面及側(cè)面出現(xiàn)多條裂縫，梁柱節(jié)點處貫通裂縫寬度明顯增大；當(dāng)加載位移Δ為23.8mm時，柱腳下端水平裂縫增多，保護(hù)層脫落，承載力低于極限承載力的85%，停止試驗，最終破壞形態(tài)見圖5(a)。

2.2 超早強(qiáng)灌漿料加固試件

當(dāng)加載荷載P為20kN時，梁頂面加固區(qū)及非加固區(qū)均出現(xiàn)多條延伸至側(cè)面的貫通裂縫；柱腳加固區(qū)出現(xiàn)裂縫，位移為4.4mm(L/318>L/550)，試件Z進(jìn)入彈塑性階段，改為位移控制加載；當(dāng)加載位移Δ為30.8mm(L/45>L/50)時，梁柱節(jié)點處原有斜裂縫持續(xù)開裂，層間位移角大于規(guī)范限值。當(dāng)加載位移Δ為48.4mm(L/29>L/30)時，節(jié)點區(qū)裂縫向下發(fā)展至柱上端加固區(qū)，兩側(cè)柱底部加固層脫落，原結(jié)構(gòu)柱腳被壓壞，混凝土剝落，最終破壞形態(tài)見圖5(b)。

2.3 超早強(qiáng)灌漿料+1層鋼絲網(wǎng)試件

當(dāng)加載荷載P為40kN時，梁柱節(jié)點處加固區(qū)形成貫通裂縫；左側(cè)柱下端加固區(qū)出現(xiàn)45°貫通裂縫，位移為8.0mm(L/175>L/550)，試件GZ-1進(jìn)入彈塑性階段，改為位移控制加載。當(dāng)加載位移Δ為32.0mm(L/44>L/50)時，節(jié)點處鋼絲網(wǎng)被拉斷，柱段未加固區(qū)出現(xiàn)多處斜裂縫，層間位移角大于規(guī)范限值；當(dāng)加載位移Δ為48.0mm(L/29>L/30)時，柱腳處底板開裂，沿角部45°向外擴(kuò)展；當(dāng)加載位移Δ為64.0mm時，承載力未出現(xiàn)明顯下降，最終破壞形態(tài)見圖5(c)。

圖5 試件最終破壞情況

2.4 超早強(qiáng)灌漿料+2層鋼絲網(wǎng)試件

當(dāng)加載荷載P為20kN時，梁柱節(jié)點處出現(xiàn)豎向裂縫并發(fā)展；梁段加固區(qū)頂面出現(xiàn)兩條貫通裂縫并延伸至側(cè)面；當(dāng)加載荷載P為40kN時，左側(cè)柱下端加固區(qū)外側(cè)，出現(xiàn)向下發(fā)展的豎向裂縫，位移為5.9mm(L/238>L/550)，試件GZ-2進(jìn)入彈塑性階段，改為位移控制加載。當(dāng)加載位移Δ為29.5mm(L/48>L/50)時，節(jié)點處鋼絲網(wǎng)被拉斷，柱下端加固區(qū)與未加固區(qū)交接處出現(xiàn)環(huán)向裂縫，層間位移角大于規(guī)范限值；當(dāng)加載位移Δ為47.2mm時，柱腳底板出現(xiàn)45°斜裂縫并迅速發(fā)展；當(dāng)加載位移Δ為53.1mm(L/26>L/30)時，梁段加固區(qū)脫落，加固部分原結(jié)構(gòu)無新的裂縫產(chǎn)生；當(dāng)加載位移Δ為64.9mm時，加固層下原有裂縫持續(xù)開裂，最終破壞形態(tài)見圖5(d)。

2.5 環(huán)氧灌漿料試件

當(dāng)加載荷載P為40kN時，結(jié)構(gòu)無裂縫產(chǎn)生，位移為7.1mm(L/198>L/550)，試件H進(jìn)入彈塑性階段，改為位移控制加載；當(dāng)加載位移Δ為21.3mm時，結(jié)構(gòu)出現(xiàn)兩聲較大的響聲，節(jié)點處出現(xiàn)斜裂縫并迅速擴(kuò)展、梁段加固區(qū)頂面出現(xiàn)多條貫通裂縫；當(dāng)加載位移Δ為28.4mm(L/49>L/50)時，梁段未加固區(qū)出現(xiàn)多條貫通裂縫并延伸至側(cè)面，柱段未加固區(qū)出現(xiàn)多條向下發(fā)展的斜裂縫，層間位移角大于規(guī)范中的限值；當(dāng)加載位移Δ為49.7mm(L/28>L/30)時，無新的裂縫發(fā)展，但仍未失去承載力且為進(jìn)入下降段；最終破壞形態(tài)見圖5(e)。

2.6 環(huán)氧灌漿料+1層鋼絲網(wǎng)試件

當(dāng)加載荷載P為40kN時，梁柱節(jié)點處出現(xiàn)斜裂縫，位移為7.1mm(L/198>L/550)，試件GH-1進(jìn)入彈塑性階段，改為位移控制加載；當(dāng)加載位移Δ為28.4mm(L/49>L/50)時，右側(cè)柱腳加固區(qū)與非加固區(qū)交界處外側(cè)出現(xiàn)貫通裂縫，層間位移角大于規(guī)范限值；當(dāng)加載位移Δ為49.8mm(L/28>L/30)時，無新的裂縫出現(xiàn)，最終破壞形態(tài)見圖5(f)。

2.7 環(huán)氧灌漿料+2層鋼絲網(wǎng)試件

當(dāng)加載荷載P為40kN時，梁段未加固區(qū)原有裂縫開裂并緩慢開展，位移為6.0mm(L/233>L/550)，試件GH-2進(jìn)入彈塑性階段，改為位移控制加載；當(dāng)加載位移Δ為30.0mm(L/49>L/50)時，左側(cè)柱未加固區(qū)原有裂縫開裂并繼續(xù)發(fā)展，此時層間位移角大于規(guī)范限值，節(jié)點處鋼絲網(wǎng)被拉斷；當(dāng)加載位移Δ為48.0mm(L/29>L/30)時，負(fù)向尚未出現(xiàn)峰值；當(dāng)加載位移Δ為60.0mm時，承載力未出現(xiàn)明顯下降，最終破壞形態(tài)見圖5(g)。

綜上所述，試件Z的破壞模式為柱腳處加固層脫落，柱腳原結(jié)構(gòu)混凝土壓潰，導(dǎo)致結(jié)構(gòu)破壞；除試件Z外，其他加固試件表現(xiàn)的破壞模式均為柱腳處底板開裂，框架頂部位移超過規(guī)范限值，但梁柱構(gòu)件本身沒有大的破壞，這與選取的加固形式有關(guān)。此外，采用超早強(qiáng)灌漿料加固的試件均出現(xiàn)梁段加固區(qū)脫落的現(xiàn)象，柱底部加固區(qū)出現(xiàn)裂縫甚至剝落；采用環(huán)氧灌漿料加固的試件均未出現(xiàn)該種情況，可見采用環(huán)氧灌漿料加固方法比采用超早強(qiáng)灌漿料加固方法具有更強(qiáng)的安全性。采用環(huán)氧灌漿料加固形式，柱段加固區(qū)均未出現(xiàn)裂縫，裂縫發(fā)展于未加固柱段，說明該加固方法能夠有效轉(zhuǎn)移薄弱位置，充分發(fā)揮柱的抗震性能；未加鋼絲網(wǎng)的試件Z、試件H在節(jié)點裂縫發(fā)展時均表現(xiàn)出一定的脆性，說明加入鋼絲網(wǎng)能有效地控制裂縫的發(fā)展。

3 試驗結(jié)果分析

3.1 滯回曲線

7個試件滯回曲線見圖6，對比可知：1)試驗初期，各個試件基本保持線彈性，滯回曲線輪廓狹長，滯回環(huán)面積不大；隨著加載荷載增大，多處裂縫出現(xiàn)并發(fā)展，結(jié)構(gòu)剛度下降，殘余變形明顯，加載后期滯回曲線的形狀呈反S形，滯回環(huán)面積增加。2)加載初期，未加鋼絲網(wǎng)的試件的滯回曲線出現(xiàn)較大的回落，說明鋼絲網(wǎng)能有效防止脆性破壞，控制裂縫的發(fā)展。3)各個試件在框架頂部層間位移角超過1/30時，仍能保持較高的承載力，主要是開裂初期梁柱節(jié)點出現(xiàn)豎向裂縫，使得梁柱在地震作用下有一定的協(xié)調(diào)變形能力，梁端及柱腳處未發(fā)生大的擠壓破壞。4)與未加固試件(試件K)對比可知，各個加固試件的滯回曲線到達(dá)峰值承載力后，并未出現(xiàn)較大的下降，試件顯示出良好的延性，這是由于試件柱腳加固后未出現(xiàn)擠壓破壞，柱腳鋼筋參與耗能，使得試件能在較大的側(cè)移范圍內(nèi)保持相對高的承載力，具有良好的抗震性能。

圖6 各個試件滯回曲線

3.2 骨架曲線

各個試件的骨架曲線如圖7所示，通過對比骨架曲線可以得出：1)加固后試件骨架曲線的初始斜率比原框架結(jié)構(gòu)(試件K)小，說明加固后的試件剛度均比原框架結(jié)構(gòu)(試件K)小，這主要是由于該加固方法下梁端加固相對較弱，在地震中梁端首先形成豎向裂縫，防止框架柱被擠壓破壞。2)鋼絲網(wǎng)能夠明顯提高超早強(qiáng)灌漿料的加固效果，主要是由于鋼絲網(wǎng)與超早強(qiáng)灌漿料組合能夠提高其抗拉強(qiáng)度，增強(qiáng)灌漿料與原框架結(jié)構(gòu)的整體工作性能好，但鋼絲網(wǎng)層數(shù)對承載力影響不大。3)環(huán)氧灌漿料對承載力的提高明顯高于超早強(qiáng)灌漿料，鋼絲網(wǎng)對環(huán)氧灌漿料加固形式的承載力提高不明顯。主要是由于環(huán)氧灌漿料具有更強(qiáng)的粘結(jié)力和更高的抗拉強(qiáng)度，與原框架結(jié)構(gòu)共同工作性能好。

圖7 各個試件骨架曲線

3.3 位移延性系數(shù)

混凝土是一種非勻質(zhì)材料，在擬靜力試驗中，正負(fù)兩方向的力學(xué)性能不可能表現(xiàn)的完全一致，故采用正負(fù)向平均值通過式(1)來計算各試件的位移延性系數(shù)[18]。

(1)

式中：μ為位移延性系數(shù)；Δu為試件加載過程的極限位移；Δy為試件加載過程的屈服位移；“+” 表示正向加載；“-”表示負(fù)向加載，余同。

各試件主要特征點的試驗結(jié)果見表3，其中Py和Δy分別為通過滯回曲線觀察到的近似屈服荷載和其對應(yīng)的位移；Pp和Δp分別為當(dāng)各試件達(dá)到極限承載力時的峰值荷載和其對應(yīng)的位移；Pu和Δu分別為試件達(dá)到試驗破壞標(biāo)準(zhǔn)時的破壞荷載和其對應(yīng)的位移值；Pe和Δe分別為試件繼續(xù)加載的極限荷載和其對應(yīng)的位移值。

由表3可知，兩種加固形式均能顯著提高結(jié)構(gòu)的延性。其中，對于超早強(qiáng)灌漿料加固形式，鋼絲網(wǎng)可以對加固層形成約束，從而明顯提高加固試件的延性，試件GZ-1，GZ-2的位移延性系數(shù)較試件K分別提高36.7%，49.9%；GZ-2的位移延性系數(shù)較試件GZ-1提升不大，說明鋼絲網(wǎng)層數(shù)影響不大。對于環(huán)氧灌漿料加固形式，試件GH-2，GH-1和試件H的位移延性系數(shù)相差不大，可見鋼絲網(wǎng)在該加固形式中亦能發(fā)揮作用但不如在超早強(qiáng)灌漿料加固形式中明顯，并且考慮到鋼絲網(wǎng)施工復(fù)雜及應(yīng)急響應(yīng)階段快速修復(fù)的時間性，對于采用環(huán)氧灌漿料加固處理的建筑也可以考慮采用無鋼絲網(wǎng)加固形式。

3.4 剛度退化

本文參照《建筑抗震試驗規(guī)程》(JGJ/T 101—2015)[17]，采用割線剛度K作為分析試件的剛度退化的指標(biāo)。通過計算得到各試件的剛度退化曲線如圖8所示，通過對比可得：1)加載前期，試件有較多的裂縫出現(xiàn)及發(fā)展，導(dǎo)致剛度下降較快，因而加載前期各個試件曲線斜率較大；加載后期各個試件曲線趨于平緩，是由于結(jié)構(gòu)塑性變形的不斷發(fā)展，剛度下降較為緩慢。2)鋼絲網(wǎng)的加入能夠有效地提高超早強(qiáng)灌漿料加固試件的初始剛度，但鋼絲網(wǎng)層數(shù)影響不大。3)單層鋼絲網(wǎng)對環(huán)氧灌漿料加固試件的初始剛度的提升不如雙層鋼絲網(wǎng)明顯，主要是由于環(huán)氧灌漿料對混凝土具有較強(qiáng)的粘結(jié)性，鋼絲網(wǎng)作用不明顯。

試件各階段位移延性系數(shù) 表3

圖8 各個試件剛度退化曲線

3.5 耗能分析

結(jié)構(gòu)的耗能能力是評判結(jié)構(gòu)抗震性能優(yōu)劣的重要依據(jù)，本文依據(jù)規(guī)范要求采用等效粘滯阻尼系數(shù)ξeq來評判試件的耗能能力，如圖9所示，通過式(2)計算,各個試件最大面積滯回環(huán)對應(yīng)的等效黏滯阻尼系數(shù)見表4。

圖9 等效黏滯阻尼系數(shù)計算示意圖

(2)

滯回環(huán)面積及等效黏滯阻尼系數(shù) 表4

各個加固試件的滯回曲線均存在不同程度的捏縮現(xiàn)象。該現(xiàn)象是由構(gòu)件剛度退化導(dǎo)致的，與裂縫的開展寬度、縱筋的伸長應(yīng)變、殘余變形的累積量及鋼筋與混凝土的粘結(jié)滑移等有關(guān)。通過耗能系數(shù)的對比可知，除了試件Z，其余試件黏滯阻尼系數(shù)均高于對比試件K，說明采用快速可恢復(fù)性加固方法能夠使結(jié)構(gòu)快速恢復(fù)甚至超過原有結(jié)構(gòu)的抗震水平。

4 結(jié)論

(1)加固后的試件均能在保持較高承載力的情況下發(fā)生較大的層間位移，加固后的試件在試驗中表出良好的抗震性能，符合抗震規(guī)范中“大震不倒”的抗震標(biāo)準(zhǔn)。并且超早強(qiáng)灌漿料和環(huán)氧灌漿料后期力學(xué)性能仍有較大的提升，因此該加固方法具有很大的安全儲備，這說明了該加固方法加固框架結(jié)構(gòu)的可靠性。

(2)鋼絲網(wǎng)能夠有效限制裂縫的發(fā)展，防止脆性破壞。并且鋼絲網(wǎng)對超早強(qiáng)灌漿料加固方法的延性及承載力具有較大的提升，這是由于鋼絲網(wǎng)能夠?qū)诵幕炷良肮酀{料形成有效約束，增強(qiáng)加固層與原結(jié)構(gòu)的整體工作性；但對環(huán)氧灌漿料加固方法的提升效果不大。

(3)與傳統(tǒng)加固形式相比，該加固形式具有施工簡單，操作方便，性能提升快等優(yōu)勢。無需進(jìn)行鑿毛處理粘接面，就能保證加固后各材料性能的發(fā)揮，從而減少工時，降低環(huán)境污染。此外，對施工人員專業(yè)性要求低，充分考慮了震后緊急修復(fù)的時間性因素和施工環(huán)境因素，對震后建筑快速修復(fù)技術(shù)發(fā)展具有重要理論意義。

(4)環(huán)氧灌漿料的加固效果明顯優(yōu)于超早強(qiáng)灌漿料，且由于環(huán)氧灌漿料具有良好的韌性和粘結(jié)性，鋼絲網(wǎng)在環(huán)氧灌漿料加固中發(fā)揮作用不明顯。綜合各項性能指標(biāo)及施工方法，采用環(huán)氧灌漿料不加鋼絲網(wǎng)加固形式具有工序簡單、快速高效的優(yōu)點，具有推廣意義。