預(yù)應(yīng)力CFRP加固損傷鋼筋混凝土墩柱的抗震性能試驗(yàn)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(huì)在較短時(shí)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(fèi)。使用纖維增強(qiáng)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(jiǎn)單、經(jīng)濟(jì)成本低等優(yōu)勢(shì)，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(qiáng)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(qiáng)側(cè)向約束，改善抗震性能。文獻(xiàn)［7］通過有限元模擬對(duì)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(jì)算公式。文獻(xiàn)［8］研究了CFRP 加固對(duì)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(xiàn)［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(xiàn)［11］在振動(dòng)臺(tái)上對(duì)兩個(gè)1/4 縮尺的RC 柱模型進(jìn)行加載，在試件經(jīng)歷了中度到嚴(yán)重的損傷后用CFRP 對(duì)受損柱進(jìn)行修復(fù)，再進(jìn)行相同的地震激勵(lì)，發(fā)現(xiàn)修復(fù)后的試件具有較高的強(qiáng)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(xiàn)［12］開展了豎向帶載狀態(tài)下使用CFRP 加固損傷方柱的試驗(yàn)，研究CFRP 不同加固方式對(duì)損傷矩形截面短柱極限承載力的影響。文獻(xiàn)［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(duì)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(duì)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(duì)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(jì)制作4個(gè)圓截面實(shí)心墩柱試件進(jìn)行擬靜力試驗(yàn)，對(duì)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(jì)提供理論基礎(chǔ)。

1 試驗(yàn)概況

1.1 試件設(shè)計(jì)與制作

4 個(gè)圓截面實(shí)心模型試件中有3 個(gè)試件是正式加載前先進(jìn)行一定程度預(yù)損傷，然后采用預(yù)應(yīng)力CFRP進(jìn)行加固，按照損傷程度編號(hào)為SD1、SD2、SD3，另外1個(gè)為無(wú)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(chǎng)澆筑，保護(hù)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(duì)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(yàn)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(gè)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(hù)28 d。根據(jù)GB/T 50081—2016《普通混凝土力學(xué)性能試驗(yàn)方法標(biāo)準(zhǔn)》，測(cè)定混凝土材料性能，實(shí)測(cè)標(biāo)準(zhǔn)立方體混凝土試塊的抗壓強(qiáng)度平均值為28.7 MPa?？v筋與箍筋的屈服強(qiáng)度分別為335、235 MPa，極限強(qiáng)度分別為510、310 MPa。

試驗(yàn)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(qiáng)聚合物基復(fù)合材料拉伸性能試驗(yàn)方法》制作標(biāo)準(zhǔn)試樣，使用萬(wàn)能試驗(yàn)機(jī)測(cè)定試樣力學(xué)性能。黏結(jié)膠采用Araldite（愛牢達(dá)）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(jìn)行配置，碳纖維布的抗拉強(qiáng)度為3 950 MPa。

1.3 加固方案

對(duì)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(duì)柱身表面進(jìn)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(duì)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(zhǎng)東（專利號(hào)201110005647. X）研制的張拉裝置為原型予以改進(jìn)，張拉裝置見圖2。施加預(yù)應(yīng)力時(shí)用扳手同步交替地旋緊上下螺桿的兩個(gè)螺母，使纖維布均勻受拉，并通過錨具端部纖維布上4個(gè)電阻應(yīng)變片實(shí)時(shí)監(jiān)測(cè)應(yīng)變。對(duì)CFRP 布施加的預(yù)應(yīng)力為790 MPa，以4 個(gè)應(yīng)變片讀數(shù)的平均值確定實(shí)際預(yù)應(yīng)力。

圖2 預(yù)應(yīng)力錨具

2 試驗(yàn)加載和測(cè)量方案

在恒定軸力條件下對(duì)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(dòng)器施加。首先對(duì)構(gòu)件施加豎向荷載，待達(dá)到預(yù)定值后保持恒定。水平作動(dòng)器一端通過作動(dòng)器連接頭將作動(dòng)器端頭與固定于反力墻的滑軌連接，另一端通過高強(qiáng)螺桿與試件加載端連接。通過地錨螺栓將墩柱模型的承臺(tái)錨固于反力地坪上，從而保證試驗(yàn)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(jí)荷載增量為5 kN，每級(jí)荷載正反向加卸載各一次，將試件縱筋首次達(dá)到屈服應(yīng)變時(shí)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(shí)墩頂水平位移的整數(shù)倍，每級(jí)加載位移循環(huán)3次，待荷載下降到峰值荷載的85%以下時(shí)認(rèn)為試件已經(jīng)破壞，結(jié)束加載。

對(duì)需要進(jìn)行初始損傷的試件，根據(jù)Park‐Ang 提出的公式計(jì)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(qiáng)度。

對(duì)比SN 柱每個(gè)加載步對(duì)應(yīng)的位移和水平荷載，得到其在每級(jí)加載下的損傷指標(biāo)，見表1?？芍谇?2、5、7 次加載循環(huán)結(jié)束時(shí)，D分別為 0.092、0.289、0.593。根據(jù)計(jì)算結(jié)果對(duì)SD1—SD3 柱進(jìn)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(yàn)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(jìn)行加固且沒有初始損傷的對(duì)比試件，在加載過程中經(jīng)歷了混凝土開裂、鋼筋屈服、保護(hù)層混凝土剝落以及縱筋屈曲4個(gè)階段。墩柱出現(xiàn)明顯裂縫前，墩頂力-位移曲線近似直線，無(wú)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(shí)，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(dá)到25.05 kN 時(shí)縱筋應(yīng)變達(dá)到屈服應(yīng)變，墩頂位移為8.45 mm，底部裂縫有貫通趨勢(shì)。此時(shí)，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(zhǎng)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(dá)到16 mm時(shí)，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(hù)層有剝落跡象，當(dāng)位移達(dá)到24 mm 時(shí)水平承載力達(dá)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(dá)到32 mm 時(shí)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(dá)到40 mm 時(shí)，混凝土保護(hù)層大面積壓碎，保護(hù)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(shí)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(yàn)人員安全，保護(hù)試驗(yàn)儀器，停止加載，試驗(yàn)終止。

3.1.2 SD試件

預(yù)損傷時(shí)對(duì)鋼筋應(yīng)變進(jìn)行實(shí)時(shí)監(jiān)測(cè)。SD1、SD2試件分別代表低、中低度損傷墩柱，預(yù)損傷時(shí)除推拉方向最外側(cè)鋼筋達(dá)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(shí)大部分鋼筋已達(dá)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(tái)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(jìn)行二次加載。加載初期，墩柱處于彈性階段，加載到26 kN 時(shí)柱子達(dá)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(dá)到16 mm 時(shí)，在柱身中部70 cm 處新增環(huán)向裂縫；當(dāng)位移達(dá)到24 mm 時(shí)，墩柱的水平承載力達(dá)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(shì)；當(dāng)位移達(dá)到32 mm 時(shí)，柱底裂縫寬度較大，達(dá)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(dá)到40 mm時(shí)，碳纖維布多處環(huán)向崩裂，柱身傾斜較大，此時(shí)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(shí)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(shí)，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(zhǎng)，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(shí)，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?yàn)檎芾较驗(yàn)樨?fù)。

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(zhǎng)。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(jìn)入屈服狀態(tài)。縱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(dá)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(jìn)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(shuō)明預(yù)應(yīng)力CFRP 對(duì)試件進(jìn)入塑性階段前的上升段影響較小。試件達(dá)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(fù)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(shí)縱筋屈服程度較高，修復(fù)時(shí)僅對(duì)已有裂縫進(jìn)行了簡(jiǎn)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(shí)初始剛度低于原始水平。

3.4 承載力與變形性能

試驗(yàn)中以縱向鋼筋應(yīng)變首次達(dá)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(qiáng)比δP=Py/Pm和位移延性系數(shù)μ= Δu/Δy衡量試件的安全儲(chǔ)備和變形性能。試件特征點(diǎn)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(qiáng)比見表2。

圖6 試件特征點(diǎn)荷載和位移

表2 試件位移延性系數(shù)和屈強(qiáng)比

由圖6和表2可知：

1）SD1—SD3 試件在屈服、峰值、極限點(diǎn)時(shí)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(duì)比各試件特征點(diǎn)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??；SN 試件達(dá)到極限位移時(shí)的屈強(qiáng)比為0.84，SD1—SD3 試件的屈強(qiáng)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(chǔ)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(duì)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(píng)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(gè)完整非線性滯回消耗的能量與等效結(jié)構(gòu)一個(gè)循環(huán)滯回阻尼消耗的能量相等確定（圖7），數(shù)學(xué)表達(dá)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(dá)到相同位移時(shí)吸收的能量（彈性耗能）。圖中F、C點(diǎn)分別為A點(diǎn)和B點(diǎn)在橫坐標(biāo)的投影點(diǎn)；Δ為位移。

圖7 等效黏滯阻尼系數(shù)示意

試件特征點(diǎn)等效黏滯阻尼系數(shù)見表3。可知：

表3 試件特征點(diǎn)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(yàn)荷載的增加不斷增大，試件達(dá)到極限荷載時(shí)黏滯阻尼系數(shù)最大，此時(shí)試件達(dá)到最大耗能。SN，SD1—SD3 試件達(dá)到屈服時(shí)黏滯阻尼系數(shù)占各自峰值荷載的53%、39%、63%、84%，達(dá)到極限荷載時(shí)黏滯阻尼系數(shù)是峰值荷載時(shí)的1.35、1.41、1.36、1.45倍。

2）當(dāng)試件處于峰值荷載時(shí)，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(dá)到極限荷載時(shí)；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(shuō)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(wú)損試件。

3）對(duì)比SD1—SD3 試件的黏滯阻尼系數(shù)，極限荷載和峰值荷載時(shí)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(duì)試件提供了主動(dòng)約束，有效抑制了裂縫的產(chǎn)生和開展，試件破壞時(shí)受壓區(qū)未出現(xiàn)混凝土完全壓潰及保護(hù)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(duì)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(dá)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(qiáng)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(shuō)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(chǔ)備、變形性能及耗能能力。