王 來，叢術(shù)平，董錫同，劉 鋒，高秋梅

（1.山東科技大學(xué) 山東省土木工程防災(zāi)減災(zāi)重點(diǎn)實(shí)驗(yàn)室，山東 青島 266590；2.浙江東南網(wǎng)架集團(tuán)有限公司 浙江 杭州 311209）

鋼支撐加固是鋼筋混凝土框架結(jié)構(gòu)的一種常用抗震加固方法．鋼支撐加固的優(yōu)點(diǎn)是：鋼支撐可以增大結(jié)構(gòu)的抗側(cè)剛度，減小結(jié)構(gòu)的變形，提高結(jié)構(gòu)的承載能力，還可以大大提高結(jié)構(gòu)遭遇罕遇地震時(shí)的耗能能力，施工周期短．從建筑角度講，增設(shè)的鋼支撐可以在外側(cè)進(jìn)行裝飾，不會(huì)影響建筑美觀，因此在現(xiàn)代抗震加固工程中得到了很多應(yīng)用，國內(nèi)外學(xué)者對(duì)鋼支撐加固框架的抗震性能進(jìn)行了較為深入的研究[1-5]，對(duì)于不等跨框架抗震性能的研究較少，汶川地震中，不等跨鋼筋混凝土框架結(jié)構(gòu)損壞較為嚴(yán)重，因此，本文對(duì)不等跨鋼筋混凝土框架的抗震性能以及震損后鋼支撐加固框架的抗震性能進(jìn)行研究．

1 試驗(yàn)概況

圖1 框架配筋圖Fig.1 Reinforcement of framemodel

表1 鋼支撐、鋼筋的力學(xué)性能指標(biāo)Tab.1 Mechanical propertiesof steel brace and steel bar

圖2 試驗(yàn)加載裝置圖Fig.2 Loading deviceof test

試件為兩層兩跨的鋼筋混凝土框架模型，模型比例為1∶2，共制作了2個(gè)尺寸完全相同的鋼筋混凝土框架模型，如圖1所示．框架梁計(jì)算跨度分別為3 m和1.2 m，層高均為1.5 m．2個(gè)框架依次編號(hào)為KJ-1、KJ-2，其中KJ-1進(jìn)行低周反復(fù)荷載試驗(yàn)直至破壞，作為對(duì)比試件中途不經(jīng)加固，KJ-2先推至框架屈服，記為KJ-2-a，然后用鋼支撐加固，并進(jìn)行低周反復(fù)荷載試驗(yàn)直至破壞．根據(jù)試驗(yàn)?zāi)M的載荷情況，并綜合考慮加載設(shè)備和支承條件，框架柱的軸壓比 / 取為0.25．為了使柱下端最大程度地接近理論上的剛接模型，設(shè)計(jì)了相對(duì)剛度很大的基礎(chǔ)梁．KJ-2在試驗(yàn)中采用人字形雙角鋼作為支撐桿件，角鋼規(guī)格為 L40×4，支撐桿件的實(shí)際長細(xì)比 =115，滿足規(guī)范要求[6]．實(shí)測混凝土立方體抗壓強(qiáng)度標(biāo)準(zhǔn)值為23.8 N/mm2，彈性模量為2.73×104N/mm2．鋼支撐和鋼筋的力學(xué)性能見表1．

試驗(yàn)加載裝置如圖2所示．根據(jù)我國《建筑抗震試驗(yàn)方法規(guī)程》（JGJ101-96）的規(guī)定，加載制度采用兩階段控制，框架屈服前按荷載控制加載，框架屈服后，按位移控制加載，試件加載至強(qiáng)度下降到極限荷載的85%以下或滯回環(huán)出現(xiàn)不穩(wěn)定狀態(tài)為止．試驗(yàn)過程中，3根柱頂使用油壓千斤頂施加150 kN的豎向軸力．試件屈服的判定以鋼筋達(dá)到屈服應(yīng)變或滯回曲線出現(xiàn)明顯拐點(diǎn)為依據(jù)．

試驗(yàn)的量測內(nèi)容有位移和應(yīng)變2大類，具體采集項(xiàng)目有：梁端柱端縱筋的應(yīng)變、節(jié)點(diǎn)區(qū)箍筋的應(yīng)變；支撐應(yīng)變、節(jié)點(diǎn)板應(yīng)變；框架頂層、中間層、底層位移以及基礎(chǔ)梁的滑移，梁端轉(zhuǎn)角等．

2 試驗(yàn)現(xiàn)象

2.1 KJ-1試驗(yàn)現(xiàn)象

混凝土框架（KJ-1）試驗(yàn)中豎向荷載一次性施加，荷載控制加載階段，加載級(jí)差為20kN．水平荷載為40kN時(shí)，一層中節(jié)點(diǎn)首先出現(xiàn)45°斜向裂縫，一層短跨梁外側(cè)梁底出現(xiàn)裂縫；水平荷載為60 kN時(shí)，所有梁均出現(xiàn)裂縫，二層中柱柱頂出現(xiàn)裂縫，一層邊柱柱底也出現(xiàn)裂縫；水平荷載為70kN時(shí)，一層短跨梁梁底縱筋首先屈服；當(dāng)水平荷載為80kN時(shí)，一層中節(jié)點(diǎn)已經(jīng)破壞嚴(yán)重，框架屈服，屈服位移為15mm，進(jìn)入位移控制階段．加載至4 時(shí)，水平荷載降為120.72 kN，約為極限荷載的84.8%，試驗(yàn)結(jié)束．框架破壞照片如圖3所示．

圖3 KJ-1破壞試驗(yàn)現(xiàn)象Fig.3 Failurephenomenon of KJ-1

2.2 KJ-2試驗(yàn)現(xiàn)象

KJ-2先模擬地震破壞．水平荷載為40kN時(shí)，一層短跨梁、長跨梁和二層短跨梁出現(xiàn)裂縫，一、二層中節(jié)點(diǎn)出現(xiàn)45°斜向裂縫；水平荷載為60 kN時(shí)，一層柱底都出現(xiàn)裂縫，二層中柱頂部出現(xiàn)裂縫；水平荷載為90 kN時(shí)，一層短跨梁梁底縱筋屈服，屈服位移為25 mm．

對(duì)受損后的KJ-2進(jìn)行人字形鋼支撐加固（如圖2所示），再進(jìn)行低周反復(fù)荷載試驗(yàn)，試驗(yàn)中已有裂縫不斷開展；當(dāng)循環(huán)至2=50 mm時(shí)，一層與中柱相連的支撐發(fā)生屈曲；當(dāng)循環(huán)至3時(shí)，一層與邊柱相連的支撐也發(fā)生屈曲（如圖4所示），該支撐的應(yīng)變與水平荷載的關(guān)系曲線見圖5．鋼支撐屈曲后，荷載-應(yīng)變關(guān)系曲線變得雜亂無章．

3 試驗(yàn)結(jié)果與分析

3.1 框架破壞機(jī)制分析

KJ-1首先在一層短跨梁的兩側(cè)出現(xiàn)“梁鉸”，隨著位移不斷增大，一層的中柱和邊柱出現(xiàn)裂縫，逐漸形成“柱鉸”，最后，一層中節(jié)點(diǎn)處發(fā)生柱端彎曲和核心區(qū)剪切的混合破壞，承載力喪失．由于一層中節(jié)點(diǎn)鋼筋比較密集，造成混凝土澆筑質(zhì)量較差，所以一層中節(jié)點(diǎn)最終發(fā)生破壞．

KJ-2在模擬地震破壞階段首先在一層短跨梁的兩側(cè)出現(xiàn)“梁鉸”．采用鋼支撐加固后，一層的人字形支撐屈曲后，框架逐漸喪失承載力，發(fā)生破壞．

圖4 鋼支撐屈曲Fig.4 Buckling phenomenon of steel brace

圖5 鋼支撐的水平荷載-應(yīng)變關(guān)系曲線Fig.5 Horizontal load-strain curveof steel brace

3.2 滯回曲線和骨架曲線

滯回曲線是框架抗震性能的綜合體現(xiàn)，KJ-1和 KJ-2頂點(diǎn)位移的滯回曲線如圖6所示．從圖6可見，KJ-1滯回曲線不夠飽滿，耗能能力較差；經(jīng)鋼支撐加固的震損KJ-2的滯回曲線較為豐滿，耗能能力較好，當(dāng)鋼支撐屈曲后，滯回環(huán)出現(xiàn)捏縮現(xiàn)象，耗能能力降低．

KJ-1、KJ-2以及KJ-2-a（KJ-2加固前）的水平荷載-頂點(diǎn)位移骨架曲線如圖7所示，可見，加載初期，骨架曲線近似為直線，表現(xiàn)出彈性性質(zhì)；當(dāng)裂縫出現(xiàn)后，骨架曲線開始彎曲，剛度下降；框架屈服后，骨架曲線斜率降低很快，框架剛度退化顯著．比較KJ-2和KJ-2-a的骨架曲線，可見鋼支撐加固后，框架的剛度得到很大提高．由于KJ-1與KJ-2-a的骨架曲線相近，因此，可以將KJ-1作為KJ-2的對(duì)比構(gòu)件．比較KJ-1和KJ-2的骨架曲線，可見鋼支撐加固后，KJ-2的承載力較KJ-1有大幅提高，最大荷載從142.4 kN提高到234.0 kN，提高64.3%．

3.3 耗能能力

在滯回曲線中，滯回環(huán)所包圍的面積表示結(jié)構(gòu)耗散的能量，結(jié)構(gòu)的耗能能力是評(píng)價(jià)其抗震性能的一個(gè)重要指標(biāo)，采用等效粘滯阻尼系數(shù)來判別結(jié)構(gòu)在地震中的耗能能力，KJ-1和KJ-2在位移控制加載時(shí)的等效粘滯阻尼系數(shù)如圖8所示．由圖可見：經(jīng)過鋼支撐加固后，KJ-2比KJ-1的耗能能力有了大幅提高，說明 KJ-2在此階段具有良好的耗能能力；鋼支撐屈曲之后，KJ-2的耗能能力下降，破壞階段的耗能能力甚至低于 KJ-1，這是因?yàn)殇撝吻?，KJ-2比KJ-1破壞更為嚴(yán)重．

3.4 剛度退化

根據(jù)《建筑抗震試驗(yàn)方法規(guī)程》中提供的方法，確定框架的抗側(cè)剛度（割線剛度），表2所示為不同特征點(diǎn)對(duì)應(yīng)的框架抗側(cè)剛度，圖9所示為框架的剛度退化曲線．可見，框架開裂、屈服、破壞全過程中，在水平反復(fù)荷載作用下，框架的抗側(cè)剛度隨著位移及循環(huán)次數(shù)的增加而逐步下降，反映出框架結(jié)構(gòu)在塑性變形階段的剛度退化性能．KJ-1屈服時(shí)，框架頂點(diǎn)剛度約為初始剛度的0.40倍，KJ-2屈服時(shí)，框架頂點(diǎn)剛度約為初始剛度的0.25倍．由于約束情況不同，1層層間剛度大于2層的層間剛度，但兩層的層間剛度退化規(guī)律相似．

相比于KJ-1，加鋼支撐后的KJ-2具有很高的剛度和承載能力，但是隨著鋼支撐的屈曲以及連接節(jié)點(diǎn)焊縫的開裂，KJ-2后期剛度退化較快．

3.5 延性系數(shù)

延性系數(shù)是衡量結(jié)構(gòu)抗震性能的重要指標(biāo)，本文采用位移延性系數(shù)來衡量結(jié)構(gòu)的抗震性能．KJ-1和KJ-2的延性系數(shù)如表3所示．

圖6 KJ-1和KJ-2水平荷載-頂層位移曲線Fig.6 Hysteresisloop of KJ-1 and KJ-2

圖7 KJ-1、KJ-2和KJ-2-a骨架曲線Fig.7 Skeleton curveof KJ-1,KJ-2 and KJ-2-a

圖8 KJ-1和KJ-2耗能能力Fig.8 Energy dissipation capacity of KJ-1 and KJ-2

由表3可以看出：鋼支撐加固后，框架的屈服位移變化不大，正向屈服位移增加了9.6%，反向屈服位移降低了10.5%；框架的極限位移有較大提高，框架的正向極限位移從提高了43%，反向極限位移提高了50.5%；框架的正向延性系數(shù)從3.1提高到4.1，提高了32.3%，框架的反向延性系數(shù)從3.0提高到5.0，提高了66.7%．經(jīng)過鋼支撐加固后，框架的延性有較大提高，加固效果較好．

3.6 層間位移角

層間位移角指地震作用下層間位移與樓層層高的比值，框架頂點(diǎn)處各特征點(diǎn)的層間位移角如表4所示．經(jīng)鋼支撐加固后，極限位移點(diǎn)的層間位移角變大，表明鋼支撐加固后的框架具有良好的層間塑性變形能力．

文獻(xiàn)[7-9]認(rèn)為框架的變形在屈服位移附近時(shí)，其損壞在可修范圍內(nèi)，文獻(xiàn)[9]中框架的屈服層間位移角為1/150，本文試驗(yàn)中，框架屈服時(shí)的平均層間位移角約為1/155．

4 抗震加固探討

根據(jù)試驗(yàn)可知，框架在低周反復(fù)荷載作用下和一次加載作用下的極限承載力相近．本文試驗(yàn)中，KJ-1和KJ-2在1 循環(huán)中，承載力退化系數(shù)基本為1（見表5），可見，框架在剛剛屈服時(shí)，隨低周反復(fù)荷載循環(huán)次數(shù)的增加，框架承載力降低很?。蚣軓募虞d到屈服，抗側(cè)剛度降低很快（如表2所示），最后一級(jí)荷載控制加載時(shí)，KJ-1和KJ-2-a的框架頂點(diǎn)抗側(cè)剛度分別為初始剛度的41%和45%，剛度降低明顯．因此，在震損框架的鋼支撐加固中，可以采用框架的抗側(cè)剛度作為加固設(shè)計(jì)目標(biāo)，加固后框架的層間抗側(cè)剛度公式為：

經(jīng)鋼支撐加固后，樓層的總抗側(cè)剛度不小于震損前樓層的總抗側(cè)剛度．

鋼支撐的抗側(cè)剛度參考文獻(xiàn)[10]，并引入?yún)f(xié)同工作系數(shù) ，鋼支撐抗側(cè)剛度的計(jì)算公式為：

圖9 KJ-1和KJ-2剛度退化曲線Fig.9 Stiffnessdegradation of KJ-1 and KJ-2

表2 KJ-1、KJ-2-a和KJ-2的抗側(cè)剛度 kN/mmTab.2 Lateral stiffness of KJ-1,KJ-2-aand KJ-2

表3 KJ-1和KJ-2的延性系數(shù)Tab.3 Ductility factor of KJ-1 and KJ-2

表4 層間位移角Tab.4 Displacement angle of floor

表5 KJ-1和KJ-2的承載力降低系數(shù)Tab.5 Compare of bearing capacity degeneration of KJ-1 and KJ-2

式中： 為第 支撐的協(xié)同工作系數(shù)，小于1； 為第 支撐的彈性模量； 為第 支撐的截面面積； 為第支撐的長度； 為第 支撐與水平面的夾角．

文獻(xiàn) [10]中鋼支撐的剛度計(jì)算公式針對(duì)于鋼結(jié)構(gòu)建筑，應(yīng)用到混凝土結(jié)構(gòu)的加固中，應(yīng)考慮加固用鋼支撐與震損混凝土構(gòu)件的協(xié)同工作性能，并考慮加固連接的可靠性，因此，引入?yún)f(xié)同工作系數(shù) ．

采用D值法計(jì)算了KJ-2-a的初始抗側(cè)剛度，整個(gè)框架的抗側(cè)剛度計(jì)算值為13.61kN/mm．加固采用雙角鋼，規(guī)格為L40×4，根據(jù)公式 (1)、公式 (2)，并取協(xié)同工作系數(shù) =0.75，計(jì)算得到加固后整個(gè)框架的抗側(cè)剛度為34.79 kN/mm，計(jì)算值與試驗(yàn)值吻合較好，因此，人字形鋼支撐的協(xié)同工作系數(shù)可取為0.75．針對(duì)不同的情況，協(xié)同工作系數(shù)的具體取值還有待今后進(jìn)一步研究．

5 結(jié)論

本文對(duì)普通混凝土框架（KJ-1）和鋼支撐加固震損框架（KJ-2）進(jìn)行了低周反復(fù)荷載試驗(yàn)，并對(duì)兩榀框架的破壞機(jī)制、滯回曲線、骨架曲線、延性系數(shù)、剛度退化、強(qiáng)度退化以及耗能能力等抗震性能指標(biāo)進(jìn)行了對(duì)比分析，得出了以下結(jié)論：

1）試驗(yàn)證明混凝土框架結(jié)構(gòu)均出現(xiàn)梁鉸破壞機(jī)制，但是柱鉸的出現(xiàn)難以避免．兩個(gè)框架均是先出現(xiàn)梁鉸再出現(xiàn)柱鉸，出鉸順序合理．

2）震損框架經(jīng)鋼支撐加固后，承載能力、剛度、延性、耗能能力等都有較大提高．在支撐屈曲之前滯回環(huán)比較豐滿，耗能能力強(qiáng)，有利于抗震，支撐屈服之后滯回環(huán)變得狹長，耗能能力降低．

3）采用框架的抗側(cè)剛度作為加固設(shè)計(jì)目標(biāo)，給出了鋼支撐加固后框架的層間抗側(cè)剛度公式，引入了鋼支撐的協(xié)同工作系數(shù) ，對(duì)于本文試驗(yàn)，可取為0.75．協(xié)同工作系數(shù)與很多因素有關(guān)，應(yīng)根據(jù)大量的試驗(yàn)研究、理論分析和工程實(shí)踐，確定不同支撐類型的協(xié)同工作系數(shù)．

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