預(yù)應(yīng)力CFRP加固損傷鋼筋混凝土墩柱的抗震性能試驗研究

龔?fù)矜?徐望喜 韋翔 金聰鶴 錢永久

西南交通大學(xué)土木工程學(xué)院，成都 610031

當(dāng)一次地震發(fā)生后常會在較短時間內(nèi)發(fā)生多次余震，使結(jié)構(gòu)損傷加劇甚至造成倒塌［1-2］。在損傷范圍內(nèi)的結(jié)構(gòu)可以修復(fù)，能夠避免拆除重建造成人力物力的浪費。使用纖維增強聚合物外部纏繞加固鋼筋混凝土結(jié)構(gòu)具有受力性能明確、施工工藝簡單、經(jīng)濟成本低等優(yōu)勢，可應(yīng)用于鋼筋混凝土結(jié)構(gòu)加固中［3-6］。

已有大量的研究表明碳纖維增強聚合物（Carbon Fiber Reinforced Polymer，CFRP）加 固 鋼 筋 混 凝 土（Reinforced Concrete，RC）墩柱結(jié)構(gòu)可以提高其抗剪承載力、抗彎能力、延性，加強側(cè)向約束，改善抗震性能。文獻［7］通過有限元模擬對比了CFRP 預(yù)加載柱和直接加固柱破壞形態(tài)的區(qū)別，推導(dǎo)了二次受力柱的抗剪極限承載力計算公式。文獻［8］研究了CFRP 加固對RC 柱殘余性能的影響，認(rèn)為RC 柱加固后的變形情況受CFRP 材料性能和損傷情況的影響。文獻［9-10］認(rèn)為經(jīng)CFRP 加固后的震損RC 柱抗震性能得到改善，部分損傷柱可以恢復(fù)到損傷前水平。文獻［11］在振動臺上對兩個1/4 縮尺的RC 柱模型進行加載，在試件經(jīng)歷了中度到嚴(yán)重的損傷后用CFRP 對受損柱進行修復(fù)，再進行相同的地震激勵，發(fā)現(xiàn)修復(fù)后的試件具有較高的強度和延性，殘余位移較小，但其預(yù)損程度僅采用肉眼觀察試件予以判定，并沒有準(zhǔn)確量化。文獻［12］開展了豎向帶載狀態(tài)下使用CFRP 加固損傷方柱的試驗，研究CFRP 不同加固方式對損傷矩形截面短柱極限承載力的影響。文獻［13-14］研究表明，預(yù)應(yīng)力CFRP 條帶加固完好RC 墩柱后，其承載力、延性性能、耗能能力均有較大幅度提升。目前，針對不同損傷程度RC 墩柱加固后抗震性能的研究較少，已有研究存在損傷程度單一、對結(jié)構(gòu)損傷狀態(tài)的認(rèn)定主要依靠定性觀察，并沒有定量判斷的問題。此外，傳統(tǒng)CFRP 加固技術(shù)存在應(yīng)力滯后問題，纖維包裹材料往往在鋼筋屈服后才起作用，對纖維布提前施加一定的預(yù)張力可以改善該問題。

本文設(shè)計制作4個圓截面實心墩柱試件進行擬靜力試驗，對比分析損傷試件使用預(yù)應(yīng)力CFRP 加固后的滯回性能、骨架曲線、承載力與延性、耗能等重要抗震性能指標(biāo)，以期為損傷鋼筋混凝土圓墩柱的加固設(shè)計提供理論基礎(chǔ)。

1 試驗概況

1.1 試件設(shè)計與制作

4 個圓截面實心模型試件中有3 個試件是正式加載前先進行一定程度預(yù)損傷，然后采用預(yù)應(yīng)力CFRP進行加固，按照損傷程度編號為SD1、SD2、SD3，另外1個為無損混凝土墩柱試件SN。墩柱試件的圓截面直徑為280 mm，有效加載高度為1 300 mm。所有試件均采用普通C30 商品混凝土現(xiàn)場澆筑，保護層厚度均為20 mm，縱筋選擇直徑為12 mm 的HRB335 熱軋帶肋鋼筋，箍筋選用直徑為6 mm 的HPB235 帶肋鋼筋。對帶初始損傷的試件在底部塑性鉸區(qū)采用預(yù)應(yīng)力比為0.2的CFRP加固，加固高度在墩底500 mm范圍內(nèi)，試驗軸壓比均為0.2。預(yù)應(yīng)力CFRP加固位置見圖1。

圖1 預(yù)應(yīng)力CFRP加固位置（單位：mm）

1.2 材料力學(xué)性能

C30 混凝土由四川恒立商品混凝土有限公司提供，在橋墩模型澆筑過程中制作了8 個150 mm ×150 mm × 150 mm 的標(biāo)準(zhǔn)立方體試塊，并與墩柱試件在相同條件下養(yǎng)護28 d。根據(jù)GB/T 50081—2016《普通混凝土力學(xué)性能試驗方法標(biāo)準(zhǔn)》，測定混凝土材料性能，實測標(biāo)準(zhǔn)立方體混凝土試塊的抗壓強度平均值為28.7 MPa?？v筋與箍筋的屈服強度分別為335、235 MPa，極限強度分別為510、310 MPa。

試驗采用TORAY（日本東麗）生產(chǎn)的UT70‐30 型碳纖維布，按照GB/T 3354—2014《定向纖維增強聚合物基復(fù)合材料拉伸性能試驗方法》制作標(biāo)準(zhǔn)試樣，使用萬能試驗機測定試樣力學(xué)性能。黏結(jié)膠采用Araldite（愛牢達）XH180 型環(huán)氧樹脂膠及與之配套的固化劑，配置方法按照體積比3∶1進行配置，碳纖維布的抗拉強度為3 950 MPa。

1.3 加固方案

對損傷柱體底部塑性鉸區(qū)使用一層預(yù)應(yīng)力CFRP加固，加固前先對柱身表面進行打磨，除去混凝土表層浮漿、油污等雜質(zhì)。因柱體存在不同程度的損傷，對已有裂紋灌注環(huán)氧樹脂處理，待環(huán)氧樹脂成型后再打磨整平。依據(jù)北京交通大學(xué)周長東（專利號201110005647. X）研制的張拉裝置為原型予以改進，張拉裝置見圖2。施加預(yù)應(yīng)力時用扳手同步交替地旋緊上下螺桿的兩個螺母，使纖維布均勻受拉，并通過錨具端部纖維布上4個電阻應(yīng)變片實時監(jiān)測應(yīng)變。對CFRP 布施加的預(yù)應(yīng)力為790 MPa，以4 個應(yīng)變片讀數(shù)的平均值確定實際預(yù)應(yīng)力。

圖2 預(yù)應(yīng)力錨具

2 試驗加載和測量方案

在恒定軸力條件下對試件頂部施加水平低周反復(fù)荷載。軸力和水平力均通過50 t MTS電液伺服作動器施加。首先對構(gòu)件施加豎向荷載，待達到預(yù)定值后保持恒定。水平作動器一端通過作動器連接頭將作動器端頭與固定于反力墻的滑軌連接，另一端通過高強螺桿與試件加載端連接。通過地錨螺栓將墩柱模型的承臺錨固于反力地坪上，從而保證試驗過程中墩柱試件不發(fā)生水平位移。

試件在屈服前的彈性變形階段，殘余變形較小，采用荷載控制加載，每級荷載增量為5 kN，每級荷載正反向加卸載各一次，將試件縱筋首次達到屈服應(yīng)變時定義為試件屈服。試件屈服后殘余變形明顯，屈服后階段被認(rèn)為是構(gòu)件抵抗地震荷載能力的主要階段，采用位移加載控制，加載位移取縱筋首次屈服時墩頂水平位移的整數(shù)倍，每級加載位移循環(huán)3次，待荷載下降到峰值荷載的85%以下時認(rèn)為試件已經(jīng)破壞，結(jié)束加載。

對需要進行初始損傷的試件，根據(jù)Park‐Ang 提出的公式計算構(gòu)件損傷指標(biāo)D，即

式中：δm為地震作用下構(gòu)件極限位移；δu為構(gòu)件在單調(diào)荷載作用下極限位移；β為修正系數(shù)；∫dE為累積滯回耗能；Fy為構(gòu)件在低周循環(huán)中的等效屈服強度。

對比SN 柱每個加載步對應(yīng)的位移和水平荷載，得到其在每級加載下的損傷指標(biāo)，見表1。可知，在屈服后 2、5、7 次加載循環(huán)結(jié)束時，D分別為 0.092、0.289、0.593。根據(jù)計算結(jié)果對SD1—SD3 柱進行預(yù)損傷加載，得到損傷指標(biāo)分別為0.1、0.3、0.6。其中，循環(huán)次數(shù)指屈服后循環(huán)次數(shù)。

表1 不同循環(huán)次數(shù)下的損傷指標(biāo)

3 試驗結(jié)果分析

3.1 破壞過程及形態(tài)

3.1.1 SN試件

SN 試件是未進行加固且沒有初始損傷的對比試件，在加載過程中經(jīng)歷了混凝土開裂、鋼筋屈服、保護層混凝土剝落以及縱筋屈曲4個階段。墩柱出現(xiàn)明顯裂縫前，墩頂力-位移曲線近似直線，無殘余變形，試件處于彈性受力階段。當(dāng)水平荷載加載到10 kN 時，在混凝土柱受拉區(qū)距底部20 cm 處出現(xiàn)第1 條水平環(huán)向裂縫，隨著水平荷載的持續(xù)增加，在受拉區(qū)柱身出現(xiàn)多條微小橫向裂縫，底部裂縫寬度逐漸增大，并沿環(huán)向發(fā)展。當(dāng)水平荷載達到25.05 kN 時縱筋應(yīng)變達到屈服應(yīng)變，墩頂位移為8.45 mm，底部裂縫有貫通趨勢。此時，加載制度由力控制轉(zhuǎn)變?yōu)槲灰瓶刂?，隨著位移的增加，柱身既有裂縫長度和寬度持續(xù)增加，在試件中下部出現(xiàn)較多新的水平裂縫，裂縫間距為5 ～20 cm。當(dāng)墩頂位移達到16 mm時，墩柱受拉區(qū)側(cè)向出現(xiàn)首條斜裂縫，底部環(huán)向裂縫充分發(fā)展，受壓側(cè)混凝土保護層有剝落跡象，當(dāng)位移達到24 mm 時水平承載力達到峰值（36.2 kN），側(cè)向斜裂縫發(fā)展，受拉區(qū)底部環(huán)向裂縫寬度較大，但墩柱并沒有發(fā)生明顯破壞現(xiàn)象。繼續(xù)加載，位移達到32 mm 時斜裂縫充分發(fā)展，墩底主裂縫變寬，受壓區(qū)混凝土伴隨明顯壓碎聲響。位移達到40 mm 時，混凝土保護層大面積壓碎，保護層部分剝落，剝落處可見縱向鋼筋和箍筋，墩底形成明顯的塑性鉸區(qū)域，墩底破壞嚴(yán)重，此時水平承載力已經(jīng)下降到峰值承載力的85%以下，墩柱傾斜較大。考慮試驗人員安全，保護試驗儀器，停止加載，試驗終止。

3.1.2 SD試件

預(yù)損傷時對鋼筋應(yīng)變進行實時監(jiān)測。SD1、SD2試件分別代表低、中低度損傷墩柱，預(yù)損傷時除推拉方向最外側(cè)鋼筋達到屈服應(yīng)變外，其余鋼筋并未屈服；SD3試件代表中高度損傷墩柱，預(yù)損傷時大部分鋼筋已達到屈服應(yīng)變。SD1—SD3 試件的破壞過程及形態(tài)類似，以SD3 為例探討塑性鉸區(qū)域內(nèi)使用預(yù)應(yīng)力CFRP 加固一定損傷量的鋼筋混凝土墩柱破壞過程。SD3試件在預(yù)損階段墩身已經(jīng)出現(xiàn)多條肉眼可見的微小裂縫，且墩底與墩臺相交處出現(xiàn)一條較明顯裂縫。預(yù)損后，采用CFRP 布在墩身底部塑性鉸區(qū)500 mm 范圍內(nèi)施加目標(biāo)預(yù)應(yīng)力并進行二次加載。加載初期，墩柱處于彈性階段，加載到26 kN 時柱子達到屈服，屈服位移為7 mm，柱底部裂縫沿環(huán)向發(fā)展。加載制度由力控制轉(zhuǎn)變?yōu)槲灰瓶刂?，?dāng)位移達到16 mm 時，在柱身中部70 cm 處新增環(huán)向裂縫；當(dāng)位移達到24 mm 時，墩柱的水平承載力達到峰值（37.7 kN），碳纖維布夾具空隙中出現(xiàn)裂縫，墩身多處裂縫延伸，柱底裂縫有貫通趨勢；當(dāng)位移達到32 mm 時，柱底裂縫寬度較大，達到2.15 mm，混凝土有剝落跡象，碳纖維布環(huán)向崩裂，清晰可見內(nèi)部預(yù)損裂縫發(fā)展明顯；當(dāng)位移達到40 mm時，碳纖維布多處環(huán)向崩裂，柱身傾斜較大，此時水平承載能力已經(jīng)下降到峰值承載力的85%，停止加載。剝開碳纖維布發(fā)現(xiàn)柱身碳纖維布包裹范圍內(nèi)裂縫密集，柱底混凝土被壓碎。SD1—SD3 試件均保持了較好的整體性。不同試件最終破壞形態(tài)見圖3。

圖3 不同試件最終破壞形態(tài)

3.2 滯回曲線

不同損傷墩柱下滯回曲線見圖4?？芍?/p>

圖4 不同損傷墩柱下滯回曲線

1）加載初期，墩頂水平位移較小，力-位移曲線近似為直線，加卸載時剛度幾乎不變，試件處于彈性受力階段。墩身表面可見明顯裂縫后，力-位移包圍的曲線呈小面積梭形。

2）接近屈服荷載時，力-位移曲線開始向位移軸傾斜。試件屈服后，采用位移控制加載，力-位移曲線非線性增長，滯回環(huán)包圍面積變大，卸載后有殘余變形，試件耗能增大，處于彈塑性受力階段。

3）二次加載時，SD1、SD2 試件的承載力和延性與SN 試件相比都得到了提高，滯回曲線包圍面積更大，形狀更飽滿。SD3 試件的承載力和延性于SN 試件接近，但其滯回環(huán)形狀更飽滿，耗能能力提升。

3.3 骨架曲線

不同試件骨架曲線見圖5。圖中，試件受壓方向為正，受拉方向為負。

圖5 不同試件骨架曲線

由圖5可知：

1）小位移階段，損傷構(gòu)件與未損傷構(gòu)件的骨架曲線變化規(guī)律相似，試件處于彈性受力狀態(tài)，骨架曲線呈線性增長。隨著位移的增加，骨架曲線呈非線性發(fā)展，墩底縱筋屈服，試件整體進入屈服狀態(tài)?？v筋屈服后通過位移控制加載，隨著位移的增加，剛度出現(xiàn)退化現(xiàn)象；達到峰值荷載后試件承載能力逐漸衰減，剛度退化加劇，塑性變形增大，試件進入破壞階段。

2）在彈性階段的初始階段所有試件的骨架曲線相差較小，說明預(yù)應(yīng)力CFRP 對試件進入塑性階段前的上升段影響較小。試件達到峰值荷載后，SD1—SD3試件的骨架曲線下降緩慢，SN 試件下降較快。SD1、SD2 試件承載力接近且均大于SN 試件，SD3 試件承載力正向大于SN試件，負向接近SN試件，原因可能是預(yù)損階段內(nèi)部混凝土開裂不均勻。

3）SD1—SD3 試件存在初始損傷，其剛度在彈性階段與SN試件相差較小，其中SD3試件低于SN試件。原因是SD3 試件預(yù)損時縱筋屈服程度較高，修復(fù)時僅對已有裂縫進行了簡單處理后使用預(yù)應(yīng)力CFRP 加固，由于內(nèi)部裂縫的存在，其彈性模量低于SN 試件，再加載時初始剛度低于原始水平。

3.4 承載力與變形性能

試驗中以縱向鋼筋應(yīng)變首次達到屈服應(yīng)變?yōu)橐罁?jù)，采用等能量法確定試件的屈服荷載Py和屈服位移Δy；根據(jù)試件荷載-位移骨架曲線上荷載的最大值確定峰值荷載Pm和峰值位移Δm；取骨架曲線上荷載下降到峰值荷載的85%作為試件的極限狀態(tài)，以此定義極限荷載Pu和極限位移Δu。通常采用屈強比δP=Py/Pm和位移延性系數(shù)μ= Δu/Δy衡量試件的安全儲備和變形性能。試件特征點荷載和位移見圖6。其中，P為水平荷載。位移延性系數(shù)和屈強比見表2。

圖6 試件特征點荷載和位移

表2 試件位移延性系數(shù)和屈強比

由圖6和表2可知：

1）SD1—SD3 試件在屈服、峰值、極限點時的承載力均大于SN 試件，且按試件初始損傷程度的增大依次減小。

2）SD1—SD3試件的位移延性系數(shù)在3.30 ～ 3.51，比SN 試件分別提高了32.5%、31.6%、24.5%。對比各試件特征點位移可知，SD1—SD3 試件的極限位移均大于SN 試件，其中SD3 試件的極限位移最小；SN 試件達到極限位移時的屈強比為0.84，SD1—SD3 試件的屈強比在0.82 ～0.86，表明采用預(yù)應(yīng)力CFRP 加固損傷橋墩的塑性鉸區(qū)域可以提高其安全儲備和延性。

3.5 耗能

構(gòu)件非線性變形吸收的能量與滯回環(huán)飽滿程度和極限承載力有關(guān)。對于不同承載力的構(gòu)件，采用等效黏滯阻尼系數(shù)能夠有效評估構(gòu)件的耗能能力［15］。等效黏滯阻尼系數(shù)ξeq按結(jié)構(gòu)一個完整非線性滯回消耗的能量與等效結(jié)構(gòu)一個循環(huán)滯回阻尼消耗的能量相等確定（圖7），數(shù)學(xué)表達式為ξeq=其中，S△ADE+SΔBDE為一次加卸載循環(huán)中試件耗能（滯回耗能）；S△OAF+SΔOBC為理想彈性結(jié)構(gòu)在達到相同位移時吸收的能量（彈性耗能）。圖中F、C點分別為A點和B點在橫坐標(biāo)的投影點；Δ為位移。

圖7 等效黏滯阻尼系數(shù)示意

試件特征點等效黏滯阻尼系數(shù)見表3?？芍?/p>

表3 試件特征點等效黏滯阻尼系數(shù)

1）各試件的等效黏滯阻尼系數(shù)隨試驗荷載的增加不斷增大，試件達到極限荷載時黏滯阻尼系數(shù)最大，此時試件達到最大耗能。SN，SD1—SD3 試件達到屈服時黏滯阻尼系數(shù)占各自峰值荷載的53%、39%、63%、84%，達到極限荷載時黏滯阻尼系數(shù)是峰值荷載時的1.35、1.41、1.36、1.45倍。

2）當(dāng)試件處于峰值荷載時，SD1—SD3 試件的黏滯阻尼系數(shù)是 SN 試件的 1.30、1.15、0.99 倍，達到極限荷載時；SD1—SD3 試件的黏滯阻尼系數(shù)是SN 試件的1.24、1.03、0.97 倍。說明試件經(jīng)過一定程度損傷后塑性鉸區(qū)采用預(yù)應(yīng)力CFRP 加固后耗能能力大于未加固無損試件。

3）對比SD1—SD3 試件的黏滯阻尼系數(shù)，極限荷載和峰值荷載時黏滯阻尼系數(shù)最小的試件是SD3，最大的試件是SD1，可見加固柱損傷程度越高其耗能性能越差。

4 結(jié)論

1）預(yù)應(yīng)力CFRP 布對試件提供了主動約束，有效抑制了裂縫的產(chǎn)生和開展，試件破壞時受壓區(qū)未出現(xiàn)混凝土完全壓潰及保護層脫落現(xiàn)象。損傷加固試件的滯回曲線更加飽滿穩(wěn)定，承載力衰減速率降低。

2）試件的預(yù)損傷程度對其加固效果有一定影響。損傷指標(biāo)為0.1 和0.3 的損傷墩柱采用環(huán)向預(yù)應(yīng)力CFRP 加固后，其承載力、延性、耗能等大幅提升；損傷指標(biāo)為0.6 的損傷柱加固后抗震性能有一定改善，且達到極限承載力后可保持柱身完整性。墩柱的損傷程度越低，預(yù)應(yīng)力CFRP加固效果越好。

3）損傷墩柱的屈強比在使用預(yù)應(yīng)力CFRP 加固后與未損失墩柱相差不大，SD1、SD2 試件的位移延性系數(shù)和等效黏滯阻尼系數(shù)增加，說明采用預(yù)應(yīng)力CFRP加固損傷墩柱塑性鉸區(qū)域可以提高其安全儲備、變形性能及耗能能力。