（湖南工業(yè)大學(xué) 土木工程學(xué)院，湖南 株洲 412007）

0 引言

鋼筋混凝土框架結(jié)構(gòu)的抗震性能良好，因而被大量應(yīng)用于我國建筑結(jié)構(gòu)中?？蚣芙Y(jié)構(gòu)節(jié)點(diǎn)不僅承擔(dān)著傳遞和分配內(nèi)力的重要作用，更是保障框架結(jié)構(gòu)整體性和穩(wěn)定性的重要組成部分[1]。

國內(nèi)外發(fā)生過的眾多地震破壞調(diào)查結(jié)果表明：在地震作用下，鋼筋混凝土框架結(jié)構(gòu)受到強(qiáng)烈的沖擊時會發(fā)生損壞，甚至倒塌。受損建筑大多是因節(jié)點(diǎn)核心區(qū)發(fā)生了較為嚴(yán)重的破壞而導(dǎo)致的結(jié)構(gòu)整體穩(wěn)定性喪失[2]。因此，探討建筑震損后框架節(jié)點(diǎn)的加固修復(fù)工作，顯得十分必要。20世紀(jì)80年代的房屋大多未考慮抗震設(shè)防，這使得框架結(jié)構(gòu)的梁柱節(jié)點(diǎn)區(qū)箍筋配置過少或者是箍筋錨固不良，構(gòu)造和設(shè)計上存在缺陷，未能滿足“強(qiáng)節(jié)點(diǎn)、弱構(gòu)件”的抗震設(shè)計原則，對框架結(jié)構(gòu)的抗震性能造成不利影響。除了地震作用下節(jié)點(diǎn)受損需要加固修復(fù)外，還有一些建筑物是因為抗震設(shè)防調(diào)整、使用功能改變等原因，需要對結(jié)構(gòu)進(jìn)行加固。

由于高性能水泥復(fù)合砂漿屬于無機(jī)膠凝材料，其與混凝土材料的性質(zhì)相似，所以兩種材料的相容性較好；而且由于高性能水泥復(fù)合砂漿耐高溫、耐久、抗老化性能較好，因而能被作為防護(hù)材料，有效地保護(hù)鋼筋網(wǎng)。高性能水泥復(fù)合砂漿鋼筋網(wǎng)（high performance ferrocement laminates，HPFL）加固法，采用鋼筋網(wǎng)以提高結(jié)構(gòu)的承載能力，其中的高性能水泥復(fù)合砂漿主要起錨固作用和防護(hù)作用[3]。已有眾多研究表明，高性能水泥復(fù)合砂漿和鋼筋網(wǎng)結(jié)合形成的復(fù)合加固層，對鋼筋混凝土構(gòu)件具有良好的加固效果[4-6]。因此，本研究擬對加固后的框架節(jié)點(diǎn)在相同軸壓比下進(jìn)行抗震性能研究，并且與不同震損程度的節(jié)點(diǎn)進(jìn)行對比研究，以期為后續(xù)相關(guān)研究與工程實際應(yīng)用提供一定的參考依據(jù)。

1 試驗設(shè)計

1.1 試驗?zāi)Ｐ驮O(shè)計

本研究共制作了5 個尺寸和配筋均相同的節(jié)點(diǎn)試件，各試件來源于多層框架結(jié)構(gòu)，采用的縮尺比例為1:2?？蚣芰旱慕孛娉叽鐬?50 mm×300 mm，柱截面的尺寸為250 mm×250 mm，梁、柱的長度取反彎點(diǎn)之間的距離。為了能更好地反映模型加固后的抗震性能，試件設(shè)計按照“弱節(jié)點(diǎn)、強(qiáng)構(gòu)件”的非抗震節(jié)點(diǎn)配制鋼筋，混凝土強(qiáng)度設(shè)計等級為C20，試件的具體尺寸及配筋情況詳見圖1。

圖1 試件幾何尺寸及配筋Fig.1 Geometric and stirrup details of joints

1.2 加固方案

根據(jù)試驗?zāi)康?，本文選取5 個試件，分別命名為J0、J1、J2、J3、J4，其中，J0 為對比試件，其未經(jīng)加固直接加載至破壞；J1 為未經(jīng)過預(yù)損處理的試件，而J2、J3、J4 分別經(jīng)受了不同程度的預(yù)損處理，均在不卸載壓力情況下，利用HPFL 進(jìn)行修復(fù)與加固，加固后的試件編號為JR1、JR2、JR3 和JR4，5 個試件的制作與加固試驗全過程均在相同的試驗條件下進(jìn)行，試件具體的加固方案見表1。

表1 試件加固方案Table 1 Strengthening method of the specimen

試件的加固方式如圖2所示。

圖2 試件加固方式Fig.2 Reinforcement method

參考相關(guān)文獻(xiàn)[7-8]、混凝土加固結(jié)構(gòu)技術(shù)規(guī)程及施工指南[9-10]，設(shè)定本研究中加固的具體施工工序如下：首先，通過人工鑿毛法除去核心區(qū)疏松的混凝土和污染物，使黏結(jié)面干凈、堅固并且完整；然后，確定銷釘植入的位置，并在確定位置處鉆孔、清洗、注膠、植筋；接下來，焊接安裝鋼筋網(wǎng)；最后，涂界面劑、抹高性能水泥復(fù)合砂漿。

1.3 試件裝置及加載制度

先用豎向千斤頂按軸壓比為0.15施加豎向荷載，試驗全程控制豎向荷載不變，然后采用單懸臂形式施加水平往復(fù)力，水平低周反復(fù)荷載利用微機(jī)控制電液伺服多點(diǎn)協(xié)調(diào)加載系統(tǒng)進(jìn)行施加。具體的試驗裝置如圖3所示。

圖3 試驗裝置圖Fig.3 Test device diagram

根據(jù)試驗要求，采用荷載-位移加載方式，先采用荷載控制，逐級循環(huán)加載至縱向鋼筋屈服，各級加載5 kN，且循環(huán)2 次；再以屈服時對應(yīng)的柱頂水平位移為基數(shù)，逐級成倍進(jìn)行位移控制加載，每級循環(huán)3 次，直至試件的承載力下降到其極限荷載的85%，即試件完全破壞為止。

2 試驗結(jié)果與分析

圖4為各試件的破壞形態(tài)圖。

圖4 各試件破壞形態(tài)Fig.4 Failure modes of individual test piece

試件破壞試驗過程中發(fā)現(xiàn)，各試件的破壞態(tài)不同，具體表現(xiàn)如下。

1）未加固對比試件J0。試驗過程中，當(dāng)其水平荷載增加至20 kN 時，可觀察到梁和柱交接處的上部初現(xiàn)微小裂縫；當(dāng)位移加載至約12 mm 時，能觀察到45°的斜向交叉較淺裂縫出現(xiàn)在節(jié)點(diǎn)的核心區(qū)域表面，繼續(xù)增大加載位移，發(fā)現(xiàn)其表面裂紋也隨之加寬延展；當(dāng)加載位移約28 mm 時，核心區(qū)裂縫延伸至柱端，以至于柱端和核心區(qū)的混凝土碎裂，露出里面的粗骨料；當(dāng)位移繼續(xù)加載至38 mm 時，柱端和核心區(qū)混凝土發(fā)生了壓潰脫落，縱筋、端部箍筋均明顯暴露在外，如圖4a 所示。據(jù)此可以判斷試件J0 的破壞形態(tài)為節(jié)點(diǎn)核心區(qū)域的受剪破壞。

2）未預(yù)損直接加固試件JR1。當(dāng)其水平荷載為26 kN 時，梁柱上端交匯處表面初現(xiàn)裂紋；繼續(xù)加載至位移為15 mm 時，原有裂縫持續(xù)發(fā)展，當(dāng)位移加載至30 mm 時，梁側(cè)表面亦可以觀察到裂縫，梁與柱交界部位的裂縫貫穿；當(dāng)位移加載到55 mm 時，梁側(cè)面的混凝土開始剝落；試件承載力在加載至64 mm 時，下降到不足極限荷載的85%。試件最終的破壞形態(tài)如圖4b 所示。

3）經(jīng)不同程度預(yù)損后的加固試件JR2、JR3、JR4。試驗過程中發(fā)現(xiàn)，這些試件的裂縫出現(xiàn)和發(fā)展情況基本上類似于試件JR1 的，其最終的破壞形態(tài)如圖4c～e 所示。通過觀察到的試驗現(xiàn)象，可知試件經(jīng)過HPFL 加固后，其破壞形態(tài)中能看出明顯的改善效果，表現(xiàn)為較為理想的梁端彎曲延性破壞。

2.1 滯回曲線分析

對各試件進(jìn)行滯回曲線分析，所得結(jié)果見圖5。

圖5 各試件滯回曲線Fig.5 Hysteresis curves of individual test pieces

觀察各試件的滯回曲線，可以得知：

1）在加載前期，各個試件的滯回曲線近似表現(xiàn)為線性發(fā)展，J0～JR4 分別在位移為6,14,14,8,4 mm后不再保持良好的線彈性，隨著水平荷載的增加，試件出現(xiàn)殘余位移，隨后進(jìn)入屈服階段，滯回曲線所包圍的區(qū)域也一同呈現(xiàn)出增大的變化趨勢，分別在位移加載至20,20,15,15,12 mm 時，曲線中部出現(xiàn)捏縮現(xiàn)象；在位移分別為26,32,28,26,22 mm 時，表現(xiàn)出零滑移現(xiàn)象，滯回曲線呈反S 形，這可能是由于試件混凝土內(nèi)部變形以及鋼筋黏結(jié)滑移現(xiàn)象所導(dǎo)致的。除試件J0 表現(xiàn)為剪切破壞外，其它試件均表現(xiàn)為延性破壞。

2）觀察加固試件JR1～JR4 的滯回曲線，可發(fā)現(xiàn)其捏縮效應(yīng)與滑移現(xiàn)象表現(xiàn)出了較為顯著的改善，滯回環(huán)面積也得到了提升，表明HPFL 加固法能有效地提高其耗能能力。

3）對比各試件滯回曲線，可以發(fā)現(xiàn)，經(jīng)過加固后的JR1、JR2 和JR3 試件的承載力和延性比未加固試件J0 的有一定程度的提高，并且隨著震損程度增大，其提高程度減弱；而試件JR4 的承載性能提高得相對不是很明顯，這可能是因其所受的震損程度較為嚴(yán)重造成的。

2.2 骨架曲線分析

本研究所得各試件的骨架曲線如圖6所示。

圖6 各試件的骨架曲線Fig.6 Skeleton curves of individual test pieces

分析圖6所示的各試件骨架曲線，可以得知：

1）加固后的試件JR1～JR3 的極限承載力都比未經(jīng)加固的J0 試件的高，表明試件經(jīng)HPFL 加固后，其承載力明顯提高，加固層對試件表面裂縫的產(chǎn)生起到有效的約束作用。

2）承載力提高程度最明顯的是JR1，最弱的是JR4，可能的原因是JR4 的預(yù)損程度最大，縱筋發(fā)生了屈服，核心區(qū)混凝土被壓潰脫落破壞，表明受損愈嚴(yán)重，承載力提高程度愈低。

3）從圖中不難觀察到，加固后試件的骨架曲線有較明顯的水平段，說明加固后的試件表現(xiàn)出較好的塑性變形能力。

2.3 承載力及延性分析

延性能夠反應(yīng)結(jié)構(gòu)或構(gòu)件變形的能力，較大的延性能夠增大結(jié)構(gòu)的安全儲備，防止建筑物發(fā)生脆性破壞。因此，本研究對各試件的承載力和延性進(jìn)行了分析。

試件的屈服值、最大值和極限值的確定如圖7所示，位移延性采用公式μ=Δu/Δy[11]進(jìn)行計算，表2為各試件的荷載、位移值以及延性系數(shù)。

圖7 試件屈服點(diǎn)的確定Fig.7 Determination of the yield point of the specimen

表2 試件的荷載、位移值及其延性系數(shù)Table 2 Specimen load and displacement value with its ductility coefficient

分析表2中荷載、位移和延性系數(shù)的數(shù)據(jù)，可以得出如下結(jié)論：

1）采用HPFL 加固后試件的承載力表現(xiàn)為較顯著地提升，其延性改善程度也比較可觀。其中JR1的極限荷載和極限位移提高幅度最大，分別提高了44.09%和48.66%；表明HPFL 加固層對試件裂縫的形成與發(fā)展的抑制作用是顯而易見的，因此該加固方法對提高試件的承載力是有效的。

2）試件JR2、JR3 和JR4 的極限荷載與位移雖也有提高，但均不如JR1 的明顯，提高最少的為JR4，僅分別提高了1.71%和2.82%。且能明顯觀察到，各試件的極限荷載與位移提高程度和延性系數(shù)從大到小依次為JR1、JR2、JR3、JR4，主要是由于試件JR4 受到震損最嚴(yán)重，導(dǎo)致其混凝土內(nèi)部的裂縫也較多，難以通過加固來完全修復(fù)所受損傷；表明HPFL加固法對試件的承載力和延性提高效果隨預(yù)損程度的增大而減弱。

2.4 剛度退化曲線分析

用等效剛度法對剛度的退化規(guī)律進(jìn)行分析，以各試件滯回曲線為依據(jù)，得到了如圖8所示的剛度退化曲線。由圖8可得：

1）試件J0 的剛度退化曲線走勢相對于JR1 和JR2 的較為陡峭，且其初期的剛度明顯小于試件JR1和JR2 的，說明加固層充分發(fā)揮了作用，分擔(dān)了荷載，從而有效延緩了剛度退化速率；

2）試件J0 初始剛度比震損程度更嚴(yán)重的試件JR3 和試件JR4 的都要大一些，表明試件的預(yù)震損程度削弱了加固層對其剛度退化速率的改善效果，試件的預(yù)損愈嚴(yán)重，剛度退化更為迅速。

圖8 試件的剛度退化曲線Fig.8 Stiffness degradation curves of individual test piece

3 有限元分析

3.1 本構(gòu)關(guān)系

本研究中混凝土的本構(gòu)關(guān)系，采用GB 50010—2010《混凝土結(jié)構(gòu)設(shè)計規(guī)范》[12]中給定的曲線，鋼筋的應(yīng)力-應(yīng)變關(guān)系采用理想的彈塑性模型，而對于HPFL 加固層，考慮到其基體材料和界面劑均為水泥基的無機(jī)高性能復(fù)合材料，與混凝土材料性能非常相似，因此本研究在進(jìn)行有限元分析時，采用與混凝土相同的本構(gòu)模型。材料的應(yīng)力-應(yīng)變關(guān)系曲線如圖9所示?；炷恋钠茐臏?zhǔn)則采用Willian-Warnker 5參數(shù)強(qiáng)度破壞準(zhǔn)則。

圖9 材料的應(yīng)力-應(yīng)變關(guān)系曲線Fig.9 Material stress-strain relationship curves

3.2 模型的建立

為了能更好地模擬實際中鋼筋與混凝土之間的黏結(jié)滑移作用，采用分離式建模方法，即在建模時把鋼筋和混凝土作為不同的單元類型進(jìn)行處理?；炷?、高性能水泥復(fù)合砂漿選用SOLID65 單元，采用了LINK8 單元模擬鋼筋。對于材料的具體參數(shù)按實際值輸入。

圖10～11 所示為各試件的鋼筋混凝土單元模型網(wǎng)格劃分情況。

圖10 原試件的有限元模型網(wǎng)格劃分Fig.10 Mesh division of the finite element model of individual test piece

圖11 加固層的有限元模型網(wǎng)格劃分Fig.11 Mesh division of the finite element model of individual test piece

3.3 模型的加載和求解

為了模擬對震損加固的RC 框架節(jié)點(diǎn)施加荷載的過程，模擬時首先在震損加載至預(yù)設(shè)荷載時，對HPFL 加固層進(jìn)行“殺死”處理，當(dāng)達(dá)到預(yù)損目標(biāo)進(jìn)行二次加載破壞時，再次重新激活加固層。試件的邊界約束與加載模型如圖12所示。

圖12 試件的邊界約束與加載模型Fig.12 Boundary constraints and loading models

3.4 有限元模擬結(jié)果分析

根據(jù)試件的尺寸和相關(guān)參數(shù)對試件進(jìn)行建模和加載后，對試件進(jìn)行有限元分析，經(jīng)過模擬得出在加載歷程中試件的滯回曲線以及骨架曲線，圖13和14 分別為各試件試驗與模擬的滯回曲線對比和骨架曲線對比圖。

觀察圖13可以得出：各試件滯回曲線的試驗值與模擬值形態(tài)吻合度較好，模擬曲線和試驗曲線的斜率、拐點(diǎn)大致相同，這說明所建立的有限元模型具有很好的可靠度。

圖13 試件的滯回曲線對比圖Fig.13 Comparison of hysteresis curves

圖14 試件的骨架曲線對比圖Fig.14 Skeleton curve comparison chart

仔細(xì)觀察圖14可以看出：各試件骨架曲線的試驗值與模擬值都呈現(xiàn)出明顯的上升段、平緩段和下降段，都有明顯的屈服點(diǎn)。從開始加載到位移控制前，試驗值與模擬值的骨架曲線基本呈線性增長，斜率較大，即初始剛度較大，試驗值與模擬值較為接近，斜率基本相同。由此說明了有限元計算出的模擬值與試驗值契合度較好，可以互為驗證。

4 結(jié)論

本研究通過對1 個對比框架節(jié)點(diǎn)和4 個HPFL 加固法加固的震損程度不同的鋼筋混凝土框架節(jié)點(diǎn)的擬靜力加載試驗，并利用ANSYS 進(jìn)行有限元數(shù)值模擬分析，研究了HPFL 對加固框架節(jié)點(diǎn)的抗震性能的改善情況，可得出如下結(jié)論：

1）HPFL 加固法對有震損框架節(jié)點(diǎn)的修復(fù)和加固起到了較為理想的效果。高性能復(fù)合砂漿與受損傷的混凝土相互連通滲透，能使界面自愈合，同時又可以作為防護(hù)層保護(hù)鋼筋網(wǎng)；而鋼筋網(wǎng)能有效地抗拉，從而約束試件變形，能較好地達(dá)到“強(qiáng)節(jié)點(diǎn)、弱構(gòu)件”的設(shè)計目標(biāo)。

2）震損的RC 框架節(jié)點(diǎn)在經(jīng)過HPFL 加固后，其破壞形態(tài)得到明顯的改善，表現(xiàn)出良好的塑性變形能力，由脆性破壞變?yōu)槔硐氲难有云茐?；其耗能能力、試件承載力及延性也得到了較好的提升；剛度和強(qiáng)度退化情況得以改善，退化速率相對于未加固試件均較明顯減緩。

3）加固后試件的各項抗震性能都得到了很好的提升，但震損程度對加固效果影響較為明顯，震損愈嚴(yán)重時，其加固效果愈不理想。

4）利用ANSYS 軟件進(jìn)行有限元數(shù)值模擬分析，得到了各個試件的滯回曲線、骨架曲線圖；同時在通過對試驗結(jié)果的進(jìn)一步分析整理的基礎(chǔ)上，經(jīng)對比分析，發(fā)現(xiàn)模擬值與試驗值的吻合情況較為理想，以此驗證了模擬結(jié)果、計算結(jié)果和試驗結(jié)果具有一定的可靠性和合理性。

以上結(jié)論為后續(xù)相關(guān)研究與工程實際應(yīng)用提供了一定的參考。