胡 強， 賈松林， 況哲陽， 吳輝琴， 張 俊， 楊喚威

(廣西科技大學土木建筑工程學院， 柳州 545006)

0 引言

增大截面法和外包鋼法是加固混凝土柱常用方法，能有效提高混凝土柱的受壓承載力，且對其抗震性能也有一定的改善。黃建鋒等[1]對4榀增大截面法加固的兩層雙跨震損鋼筋混凝土框架進行了抗震性能試驗研究，結果表明：增大截面法可較大程度提高結構的承載力，加固后結構具有良好的延性和耗能性能，震損程度對其剛度、強度退化及耗能性能未產(chǎn)生明顯影響。陸超超等[2]對6根不同形式的加固試件進行了低周反復荷載試驗研究，結果表明：不同增大截面加固形式能不同程度地改善混凝土柱的抗震性能。許陸洋[3]采用增大截面法加固震損無粘結預應力混凝土矩形截面柱，進行低周反復荷載試驗，研究其抗震性能并提出抗震設計建議。劉春陽等[4]對增大截面法單側加固混凝土柱的抗震性能進行了試驗研究和有限元分析，并探討了使用預應力技術加固對其抗震性能的影響，結果表明：加固柱的抗震性能得到明顯改善，預應力技術可減小新舊材料間的初始應力差和二階效應產(chǎn)生的附加彎矩的不利影響。權少華等[5]采用有限元模型研究了軸壓比、新增縱筋配筋率、新增箍筋直徑及間距對增大截面法加固混凝土柱抗震性能進行了研究，結果表明：軸壓比增大會降低試件的耗能能力，新增縱筋可大幅提高柱的水平承載力和剛度，加大箍筋直徑和減小箍筋間距均能顯著提高柱的延性。殷杰等[6]對采用外包鋼套加固的4榀兩層雙跨鋼筋混凝土框架模型進行了低周反復荷載試驗，比較了震損加固和無震損加固模型的抗震性能，試驗結果表明：外包鋼套法可有效加固震損和未震損的鋼筋混凝土框架，加固結構具有良好的塑性變形和耗能能力，震損程度對加固后的抗震性能無顯著影響。Yen等[7]采用外包鋼加固梁柱節(jié)點并進行循環(huán)加載試驗，并通過建立有限元模型估計梁的抗彎強度，提出了指標SRI和DRI估計震后構件的強度和延性，并驗證了其適用性。張丹陽[8]采用有限元法研究了增大截面法和外包型鋼法加固角柱、中柱和邊柱的力學性能，結果表明兩種加固方法均能提高柱的抗震性能，但增大截面法優(yōu)于外包鋼法。

由此可見，增大截面法和外包鋼法均能在一定程度上提高混凝土柱的抗震性能[9]，但外包鋼法加固的混凝土柱加固效率不如增大截面法[8]，且增大截面法的加固形式和構造對抗震性能影響較大[2]。而自密實混凝土與外包鋼聯(lián)合加固法由于角鋼與新增混凝土不但可對原混凝土柱提供有效約束，還可直接承受較大的豎向荷載，因而可大幅提高混凝土柱的受壓承載力[10]，其加固效果比增大截面法和外包鋼法更具優(yōu)勢，然而該加固方法抗震性能尚不明確。

試件參數(shù) 表1

本文通過8根加固試件的低周反復荷載試驗，對比了聯(lián)合加固和外包角鋼加固混凝土柱的抗震性能，研究了角鋼尺寸、綴板間距與軸壓比對聯(lián)合加固混凝土柱抗震性能的影響。

1 試驗概況

1.1 試件設計

為了研究自密實混凝土與外包角鋼加固混凝土柱的抗震性能，設計了8根鋼筋混凝土加固柱試件，原鋼筋混凝土柱尺寸和配筋見圖1，柱截面尺寸為150mm×150mm，柱高1.5m。設計的8根加固柱試件中1根為傳統(tǒng)濕式外包角鋼加固柱對比試件DBZ，7根為聯(lián)合加固混凝土柱試件JGZ1與JGZ3～JGZ8(統(tǒng)稱為JGZ)，見圖2，加固厚度為30mm，四面同時加固。因試件JGZ2在加載時作動器力傳感器出現(xiàn)故障故不考慮該試件。選取角鋼型號、綴板間距、軸壓比作為設計的影響參數(shù)，角鋼型號分別為L30×3，L40×3，L50×3，綴板間距分別為100，200，300mm，軸壓比為0.2，0.4，0.6。各試件參數(shù)見表1。為方便加載，試件底部固定端及頂部加載端各設置尺寸為800mm×400mm× 300mm的混凝土端塊。

圖1 原柱尺寸和配筋

圖2 加固柱尺寸及構造

1.2 材料性能

(1)混凝土的力學性能

混凝土的力學性能按照《普通混凝土力學性能試驗方法標準》(GB/T 50081—2002)[11]與《混凝土結構工程施工質(zhì)量驗收規(guī)范》(GB 50204—2002)[12]制作同批混凝土立方體標準試塊，如圖3所示。采用圖4所示的TYE-A系列數(shù)顯式電液壓力試驗機加載，混凝土的力學性能參數(shù)如表2所示。

混凝土力學性能參數(shù) 表2

圖5 試件制作流程

圖3 混凝土試塊

圖4 壓力試驗機

(2)鋼材的力學性能

根據(jù)《金屬材料 拉伸試驗 第1部分：室溫試驗方法》(GB/T 228.1—2010)[13]的規(guī)定，測定鋼筋、角鋼及綴板的材料特性，用于材料試驗的3個試件中鋼筋的材料參數(shù)如表3所示，角鋼及綴板的材料特性如表4所示。

1.3 試件制作

原混凝土柱試件于廣西建工集團某建筑工地完成，養(yǎng)護28d后運至廣西科技大學結構實驗中心，加固后進行低周反復荷載試驗。試件的制作及加固過程見圖5，試件的具體制作流程和施工措施如下：

鋼筋材料特性 表3

角鋼及綴板材料特性 表4

(1)鋼筋籠的綁扎、應變片的粘貼及澆筑混凝土。綁扎鋼筋籠，測點用打磨機除銹，再用粗砂紙打磨，用工業(yè)酒精清潔測點表面，貼片用涂環(huán)氧樹脂和紗布裹緊以保護應變片，然后澆筑混凝土。

(2)原柱混凝土表面鑿毛處理。試件表面用濕抹布清洗，然后使用氣動手持鑿毛機鑿毛處理，鑿毛深度為5～10mm，鑿毛間距為30mm左右，柱身鑿毛率達90%以上。

(3)角鋼骨架焊接與安裝。先將4根角鋼與相應的綴板焊接成擁有3個面的鋼骨架，見圖5(e)；然后將鋼骨架套入試件，就位后進行最后一面的焊接；最后支模，準備澆筑自密實混凝土。

(4)自密實混凝土的澆筑。為防止混凝土產(chǎn)生空洞，對角鋼內(nèi)側進行適當振搗，確保角鋼間隙內(nèi)的混凝土流入角鋼底部。

(5)濕式外包鋼加固試件制作與養(yǎng)護。環(huán)氧樹脂按照1∶1比例配膠，使用腳踏泵將膠液灌入角鋼與混凝土之間縫隙，同時用木錘敲擊角鋼，使膠液分布均勻，通過聽聲音及視線觀察確保粘結面積在90%以上。翻轉試件按相同步驟完成另一面注膠，靜置2h后觀察是否有流膠現(xiàn)象，對脫膠處進行補膠。

1.4 試驗裝置及加載方案

(1)試驗設備儀器

加載設備為某組合式承載框架(SYJD-2000)，試驗的數(shù)據(jù)采集用某靜態(tài)數(shù)據(jù)采集系統(tǒng)，如圖6所示。

圖6 試驗儀器設備

(2)測點布置

試驗需觀測數(shù)據(jù)包括角鋼和綴板應變、縱向鋼筋及箍筋應變、混凝土橫向應變、柱端位移、千斤頂施加的豎向軸力以及作動器對試件的水平作用力，同時測定固定端位移以監(jiān)控加載過程中試件與地面是否產(chǎn)生滑動。

應變片布置：1)角鋼應變片位于試件中下部，共4個測點，正反面對稱布置，見圖7(a)中測點1，2，8，9；2)綴板應變片位于試件下部，共4個測點，正反面對稱布置，見圖7(a)中測點4，6，11，13；3)混凝土應變片位于試件下部，共6個測點，正反兩面分別布置，測點分別為3，5，7，10，12，14；4)縱筋及箍筋應變片沿原鋼筋混凝土柱通長布置，共14個測點，見圖7(b)的測點15～28。

位移計布置如圖7(c)所示，分別在試件兩端布置，位移計1用于測量柱頂?shù)乃轿灰?，位移?用于監(jiān)控試件與地面是否滑動。

圖7 測點布置

(3)加載方式

試驗按照《建筑抗震試驗規(guī)程》(JGJ/T 101—2015)[14]的有關規(guī)定進行，采用先荷載后變形的分級加載方式，加載裝置如圖8所示。加載流程為：1)先施加軸向荷載，例如軸壓比為0.4時豎向荷載為240kN，并在試驗過程中保持穩(wěn)定。2)為讓試件與設備貼合緊密，同時檢驗設備是否能正常運行，對試件進行預加載，預加載水平荷載值為1.5kN，反復兩次，同時將螺絲再次擰緊。3)反復加載，每級加載3次，荷載級差為4kN，接近屈服荷載時級差減小到2kN；在加載過程中，試件頂部位移持續(xù)增大而作動器的壓力傳感器數(shù)據(jù)變化不明顯時，檢查此時縱向鋼筋應變數(shù)據(jù)，如果縱筋達到屈服應變或者采集系統(tǒng)繪出的荷載-位移曲線出現(xiàn)拐點則認為試件屈服。4)試件屈服后采用位移控制，取屈服位移值的整倍數(shù)進行加載，每級位移荷載往復3次直至試件的荷載值下降到峰值荷載的85%，認為試件已破壞。

圖8 加載裝置示意圖

2 試驗結果與分析

2.1 試驗現(xiàn)象

(1)對比試件DBZ

先按軸壓比0.4施加軸向荷載，再施加水平荷載。水平荷載加載初期，水平位移小于2mm時(水平力3.44kN)，試件基本處于彈性工作狀態(tài)，卸載幾乎無殘余變形；水平位移為3.02mm時(水平力3.64kN)試件屈服；水平位移為3.2mm時(水平力3.72kN)聽到第一聲清脆的響聲；水平位移達到加載基準位移Δ=4mm時(水平力3.84kN)，試件底部角鋼處一直發(fā)出劈裂的聲響；水平位移達到5.6mm時(水平力達到最大值5.03kN)，柱底并未觀察到裂縫，角鋼及綴板也無明顯變形；水平位移達到+3Δ(水平力2.1kN，以開始加載的方向為正，+和-號分別表示正向和反向加載)時，試件承載力已經(jīng)明顯下降，此時角鋼與混凝土粘貼處部分環(huán)氧樹脂破裂并持續(xù)發(fā)出劈裂的響聲，但角鋼及綴板沒有明顯變形；水平位移達到+4Δ時(水平力1kN)，隨著啪的一聲響，試件底部突然出現(xiàn)一條寬1.3mm的豎向裂縫；水平位移達到-4Δ時，聽見柱底有沙沙聲，混凝土被壓碎；水平位移達到+5Δ時，水平力早已小于峰值荷載的85%，試件再次發(fā)出了一次沉悶的聲響，綴板內(nèi)部混凝土破裂掉出，試件偏轉明顯，各測點應變迅速增加，承載力持續(xù)降低，試件進入極限狀態(tài)而破壞，試驗終止。

(2)聯(lián)合加固試件JGZ

各試件加載過程類似，首先加載的是試件JGZ1，因而其基準位移取其屈服位移；其次加載試件JGZ2，加載時作動器力傳感器故障，為防止故障再次發(fā)生，試件JGZ3～JGZ8及對比試件DBZ加載時直接采用位移控制且基準位移均取Δ=4mm，該值略大于屈服位移。

總的來說，各試件加載過程基本表現(xiàn)為：屈服前試件均保持彈性；水平位移達到1Δ時，除試件JGZ3外均在柱底附近出現(xiàn)寬0.2mm左右的彎曲裂縫；水平位移達到2Δ時，試件JGZ3開始出現(xiàn)寬度較大約為0.8mm的彎曲裂縫，試件JGZ6和JGZ7原有裂縫寬度增大到0.4mm，其余加固試件原有裂縫寬度增大到約0.8mm以上，但同時試件JGZ1柱底出現(xiàn)45°裂縫，試件JGZ5出現(xiàn)新彎曲裂縫；水平位移達到3Δ時，各試件均達到最大水平荷載，且裂縫繼續(xù)發(fā)展，試件JGZ1裂縫寬度達1.5mm，試件JGZ1，JGZ3～JGZ6柱底產(chǎn)生新的彎曲裂縫，試件JGZ7和JGZ8柱底出現(xiàn)超過1mm寬度的縱向裂縫；水平位移達到4Δ時，各試件柱底出現(xiàn)不同程度的局部混凝土壓碎，且試件JGZ3裂縫寬度增大到1.5mm，試件JGZ5～JGZ8裂縫寬度增大到2mm；水平位移達到5Δ時，試件側向變形十分顯著，柱底混凝土壓碎現(xiàn)象加重，出現(xiàn)混凝土小碎塊掉落現(xiàn)象；水平位移達到6Δ時，試件柱底均先后出現(xiàn)大量混凝土壓碎、剝落，荷載降至峰值的70%左右而達到破壞。但整個過程角鋼大多仍保持為彈性。

其中試件JGZ1的角鋼尺寸最小，因而極限變形相對較小；試件JGZ4的綴板間距最大，因而其最大水平荷載和極限水平位移均最??；軸壓比最小的試件JGZ7和軸壓比最大的試件JGZ8在加載過程中柱底均出現(xiàn)縱向裂縫，就其位置看乃是角鋼邊緣處，表明軸壓力過小或過大均可能導致水平荷載作用下柱端混凝土與角鋼剝離。

圖9 試件破壞形態(tài)

2.2 破壞模式

從各試件試驗現(xiàn)象可知，各試件均以彎曲變形為主，變形集中在柱底，柱底出現(xiàn)橫向或者斜向裂縫，混凝土壓碎，縱向受壓鋼筋屈服且經(jīng)歷較大塑性變形，從而在柱底形成塑性鉸以消耗輸入能量，因而均為彎曲延性破壞，如圖9所示。

對比傳統(tǒng)濕式外包角鋼加固柱對比試件DBZ與聯(lián)合加固試件JGZ破壞形態(tài)可知：對比試件DBZ柱底出現(xiàn)混凝土酥脆現(xiàn)象，并且產(chǎn)生較大彎曲裂縫，清理破碎混凝土后暴露出內(nèi)部鋼筋；而聯(lián)合加固試件JGZ，柱底裂縫數(shù)量較少，裂縫寬度較小。表明聯(lián)合加固試件，原柱混凝土和自密實混凝土均受到較大約束，柱底塑性鉸區(qū)混凝土破壞程度得到減小。

2.3 滯回曲線

各試件滯回曲線見圖10。不同加固方法的試件，其滯回曲線有顯著不同：外包角鋼加固的試件由于含鋼率大，滯回曲線非常飽滿，主要呈梭形，但其承載力?。宦?lián)合加固的試件由于含鋼率較小，滯回曲線具有明顯的捏攏現(xiàn)象，加載前期滯回環(huán)呈弓形，后期呈反S形，表現(xiàn)出滑移影響，但其承載力較大。

如圖10(a)所示，對比試件DBZ在第2級荷載循環(huán)加載以后，角鋼進入塑性變形，試件剛度有所降低，在其第4級荷載循環(huán)加載時發(fā)生較大塑性變形，而第5，6級荷載循環(huán)加載時試件產(chǎn)生較大側向殘余位移，表明節(jié)點鋼筋已粘結破壞，柱底部混凝土被壓碎，極限位移較小。

如圖10(b)～(h)所示，聯(lián)合加固試件的極限荷載和極限位移均有較大提高，第2，3級荷載循環(huán)加載時滯回曲線基本呈弓形，由于受拉區(qū)裂縫開展導致部分混凝土粘結破壞及少量的鋼筋滑移而出現(xiàn)“捏攏”現(xiàn)象，總體表現(xiàn)出較好的耗能能力和延性。而到了第4，5級荷載循環(huán)加載以后，滯回曲線接近反S形，試件內(nèi)部鋼筋產(chǎn)生粘結破壞同時角鋼出現(xiàn)相對滑移，使滯回曲線的坡度越來越平，出現(xiàn)滑移段，試件的變形增大但剛度降低較為緩慢。聯(lián)合加固試件的滯回曲線在水平和豎直方向上均有擴展，其滯回曲線基本可以將試件DBZ的滯回曲線包圍覆蓋，表明加固效果良好。

對比試件JGZ1，JGZ5，JGZ3(角鋼分別為L30×3，L40×3，L50×3)滯回曲線如圖10(b)，(e)，(c)所示。隨著角鋼尺寸增大，試件承載力顯著增大，但由于試件JGZ1角鋼較小，試件JGZ3角鋼較大，導致加載后期滯回曲線出現(xiàn)較大的滑移段。對比試件JGZ4，JGZ5，JGZ6(綴板間距分別為300，200，100mm)滯回曲線如圖10(d)，(e)，(f)所示。隨著綴板間距減小，試件承載力隨之增大，滯回曲線面積也有所增大，變形能力、耗能能力及延性均有所提高。對比試件JGZ7，JGZ5，JGZ8(軸壓比分別為0.2，0.4，0.6)滯回曲線如圖10(g)，(e)，(h)所示。隨著軸壓比的增大，試件的承載力越大，滯回環(huán)更加飽滿，但試件剛度下降得越快。

2.4 骨架曲線及承載力

各試件骨架曲線如圖11所示。試件屈服之前，兩種加固方法的試件骨架曲線均為直線，表現(xiàn)為彈性，且隨角鋼尺寸和軸壓比增大試件初始剛度略有增大(圖11(a)，(c))，而綴板間距對試件的初始剛度影響不大(圖11(b))。隨著荷載增大，聯(lián)合加固試件的承載力遠大于傳統(tǒng)外包角鋼加固試件，且角鋼尺寸增大和綴板間距減小均使試件承載力先快速增加然后增幅趨緩(圖11(a)，(b))，試件JGZ1，JGZ5，JGZ3較DBZ的承載力提高幅度分別由178.8%增加到217%及238.5%，試件JGZ4，JGZ5，JGZ6較DBZ的承載力提高幅度分別由169%增加到217%及227.3%(表5)；軸壓比增大試件承載力也隨之增大(圖11(c))，試件JGZ7，JGZ5，JGZ8較DBZ的承載力提高幅度由173.9%增加到217%及326.5%(表5)。荷載最大值后，角鋼除自身抵抗荷載外，同時限制了核心混凝土的變形，使得試件下降段較為平緩，試件承載力退化較慢，且產(chǎn)生較大變形后才破環(huán)，表現(xiàn)出較好的延性；但軸壓比最大的試件JGZ8骨架曲線下降較其他試件快，表明增大軸壓比雖可提高水平承載力但會加速試件承載力退化(圖11(c))。

圖11 試件骨架曲線

試驗結果表5

2.5 變形能力

延性系數(shù)與位移角反映了試件的變形能力。延性系數(shù)和位移角越大變形能力越強，各試件的位移延性系數(shù)、屈服位移角和破壞位移角如表5所示。

表5中破壞位移為試驗荷載值下降到峰值荷載的85%時對應的水平位移。聯(lián)合加固試件的延性系數(shù)約為外包角鋼加固試件的1.6～2倍。隨著角鋼尺寸增大，試件JGZ1，JGZ5和JGZ3的延性系數(shù)分別為6.01，5.98和5.99，相比于試件DBZ的延性系數(shù)3.46，提高了73.7%，72.8%和73.1%；隨著綴板間距減小，試件JGZ4，JGZ5，JGZ6的延性系數(shù)相比于試件DBZ分別增加了69.9%，72.8%，83.8%，減小綴板間距對延性系數(shù)的影響更為顯著；隨著軸壓比的增大，試件JGZ7，JGZ5，JGZ8的延性系數(shù)相比試件DBZ分別提升了102.9%，72.8%和64.4%，表明延性系數(shù)隨軸壓比增大而減小。

聯(lián)合加固試件的屈服位移角和破壞位移角分別為外包角鋼加固試件的1.03～1.12倍與1.41～1.88倍，表明聯(lián)合加固試件的變形能力明顯好于外包角鋼加固試件。隨著角鋼尺寸增大，試件JGZ1，JGZ5和JGZ3的屈服位移角相比于試件DBZ，分別提高了5.92%，9.21%和8.88%，破壞位移角分別提高了41.2%，82.0%和81.5%，即隨角鋼含鋼率增大，試件的變形能力出現(xiàn)了峰值，表明加固試件具有最優(yōu)含鋼率，使加固試件變形能力達到最優(yōu)；隨著綴板間距減小，試件JGZ4，JGZ5，JGZ6的屈服位移角相比于試件DBZ分別增加了10.8%，9.2%，3.0%，破壞位移角提高了47.8%，82.0%，71.6%；隨著軸壓比的增大，試件JGZ7，JGZ5，JGZ8的屈服位移角相比試件DBZ分別提升了-7.6%，9.2%和12.5%，破壞位移角提高了54.0%，82.0%，87.5%，屈服位移角隨軸壓比增大而增大，但增幅明顯減小。

試驗結果表明，聯(lián)合加固法比外包角鋼加固法更能有效地提高混凝土柱的變形能力。

2.6 耗能能力

圖12 等效黏滯阻尼系數(shù)he計算簡圖

(1)等效黏滯阻尼系數(shù)

圖13 等效黏滯阻尼系數(shù)he

(1)

式中三角形OBE面積SΔOBE表示假想的彈性結構達到相同位移OE時所吸收的能量。

各試件的等效黏滯阻尼系數(shù)如圖13所示。從圖13可以看出，試件DBZ的等效黏滯阻尼系數(shù)大于聯(lián)合加固試件，約為聯(lián)合加固試件的2倍，這是由于試件DBZ含鋼率比聯(lián)合加固試件大很多，例如試件DBZ的含鋼率為4.2%，相同角鋼尺寸的聯(lián)合加固試件JGZ5的含鋼率為2.1%，如表1所示。

聯(lián)合加固試件的等效粘滯阻尼系數(shù)整體相差不大，第1級荷載循環(huán)加載時的滯回環(huán)所包圍的面積較小，等效黏滯阻尼系數(shù)為0.1左右，此階段試件基本不具備耗能能力；隨著水平位移增大，滯回環(huán)包圍的面積增加，能量耗散系數(shù)逐漸提高，該系數(shù)值一般能達到0.15～0.2。

隨著角鋼尺寸增大，等效黏滯阻尼系數(shù)也隨之增大，但增幅有限。綴板間距較大時(如試件JGZ4為300mm，JGZ5為200mm)，等效黏滯阻尼系數(shù)變化不大，當綴板間距較小時(如試件JGZ6為100mm)，等效黏滯阻尼系數(shù)有較大的增加。另外，該系數(shù)隨軸壓比的增大而增大。

(2)功比指數(shù)

結構的耗能能力主要與荷載的大小、極限位移、破壞時所經(jīng)歷的循環(huán)次數(shù)以及滯回曲線的豐滿程度等有關，可采用功比指數(shù)來衡量試件的耗能能力。如圖14所示，功比指數(shù)定義為：

(2)

式中：Δi，Pi分別為第i次循環(huán)的位移幅值及對應的荷載；Δy，Py分別為試件的屈服位移和屈服荷載。

功比指數(shù)的數(shù)值越大表明試件的耗能能力越好。各試件的功比指數(shù)如表6所示。聯(lián)合加固試件的總耗能和功比指數(shù)均大于外包角鋼加固試件DBZ，例如試件JGZ5和DBZ的功比指數(shù)分別為56.0和21.2，試件JGZ5的功比指數(shù)約為試件DBZ的2.6倍，而總的耗能前者更是后者的16倍。

圖14 功比指數(shù)

隨角鋼尺寸增大，試件JGZ1，JGZ5，JGZ3的功比指數(shù)分別為41.8，56，61.49，試件JGZ5比JGZ1的功比指數(shù)提升了33.9%，而試件JGZ3比JGZ5提升了9.8%，表明功比指數(shù)隨角鋼尺寸增大而增加，但增大幅度逐漸減小。試件JGZ1，JGZ5，JGZ3的總耗能分別為1 936.62，3 768.8，3 902.4kN·mm，試件JGZ5的總耗能比試件JGZ1提升了94%，JGZ3的總消耗能比JGZ5提升了3.5%，表明總耗能隨角鋼尺寸增大而增加，但增大幅度逐漸減小。

隨綴板間距減小，試件JGZ4，JGZ5，JGZ6的功比指數(shù)分別為41.51，56，61.7，總耗能分別為2 253.55，3 768.8，3 945.1kN·mm，試件JGZ5的功比指數(shù)和總耗能相比JGZ4分別提升了34.9%和67.2%，試件JGZ6相比JGZ5提升了10.2%和4.6%，表明功比指數(shù)和總耗能隨綴板間距減小而增大，但增長幅度逐漸減小。

隨軸壓比增大，試件JGZ7，JGZ5，JGZ8的功比指數(shù)分別為75.2，56，52.3，總消耗能分別為3 094.9，3 768.8，4 604.8kN·mm，表明隨軸壓比增大功比指數(shù)減小，但總耗能隨之增加。

各試件功比指數(shù) 表6

圖15 累積耗能隨位移角變化

各試件累積耗能隨位移角變化如表7、圖15所示?？傮w來說，聯(lián)合加固試件的耗能顯著優(yōu)于外包角鋼加固的試件。角鋼尺寸增大，聯(lián)合加固試件累積耗能明顯增大，但角鋼尺寸大于某個值時累積耗能增長不再明顯；隨綴板間距減小，試件的累積耗能明顯增大；軸壓比為0.2和0.4時，兩者的累積耗能相別不大，當軸壓比增大到0.6時試件JGZ8累積耗能明顯增大。

各試件位移角 表7

2.7 剛度退化

各試件滯回曲線表明，抗震性能的下降與試件剛度隨循環(huán)次數(shù)增加而降低有關，常用環(huán)線剛度表示結構在低周反復荷載作用下剛度退化特性，環(huán)線剛度定義為：

(3)

試件在各級荷載下的環(huán)線剛度如表8所示，剛度退化情況如圖16所示。試件的剛度退化規(guī)律基本一致，均隨循環(huán)次數(shù)增加剛度逐漸增小。如圖16(b)所示為歸一化剛度退化曲線，顯然試件DBZ的歸一化剛度退化曲線成為所有試件的下包絡線，表明聯(lián)合加固試件相對于外包角鋼加固試件，其剛度退化性能得到了改善。

若取殘余剛度比為破壞時環(huán)線剛度與初始環(huán)線剛度的比值，如表8所示，可知外包角鋼加固的試件DBZ的殘余剛度僅為初始環(huán)線剛度的5%，而聯(lián)合加固試件的殘余剛度均為初始環(huán)線剛度的14%～20%。其中試件JGZ1，JGZ4和JGZ8的殘余剛度較小，表明較小的角鋼尺寸、過大的綴板間距和較大的軸壓比對試件的剛度退化是不利的。

環(huán)線剛度Ki 表8

圖16 剛度退化曲線

圖17 強度退化曲線

2.8 強度退化

強度退化或承載力退化是試件在位移一定的情況下隨著循環(huán)次數(shù)的增加承載力不斷降低的一種現(xiàn)象。以強度退化系數(shù)λji來表示，λji定義為同一級各次循環(huán)所得峰值荷載與該級第一次循環(huán)所得峰值荷載的比值，λji可按下式計算：

(4)

式中：Pji為第j級加載第i次循環(huán)所對應的峰值荷載；Pj1為第j級加載第1次循環(huán)所對應的峰值荷載。

各試件強度退化曲線如圖17所示。由于安裝時試件中軸線與加載千斤頂中軸線存在一定的安裝誤差，導致試件DBZ正向強度下降較快，而負向強度基本持平，如圖17(a)所示。加載前期，各加固試件強度退化較小，強度退化系數(shù)基本保持在0.9以上；加載中期，除試件DBZ和JGZ7的強度退化系數(shù)小于0.9外，其余全部在0.9以上；加載后期，試件強度退化系數(shù)基本呈降低趨勢，除試件DBZ，JGZ7強度退化系數(shù)降到0.5左右外，其他試件強度退化系數(shù)基本保持在0.75以上。表明，聯(lián)合加固試件整體抵抗地震作用的能力較好，在地震作用下能保持較高的承載力。

圖18 角鋼峰值應變-位移曲線

圖19 綴板峰值應變-位移曲線

2.9 應變分析

由于各試件均在柱底出現(xiàn)塑性鉸，選取試件底部角鋼和綴板各荷載循環(huán)的實測峰值應變，并繪制峰值應變-位移曲線如圖18與圖19所示。圖18中正值為拉應變，負值為壓應變；由于綴板基本處于受拉狀態(tài)，故圖19中分別繪出正向加載和反向加載時各荷載循環(huán)的峰值應變。試件DBZ的角鋼應變整體較小，而綴板應變前期較小后期驟增，表明加載過程中荷載主要由混凝土承受，角鋼承擔的荷載相對很小，加載后期混凝土橫向變形驟增使得綴板應力飛速增長。而聯(lián)合加固試件角鋼與綴板的峰值應變基本相近，且均呈緩慢增長，未出現(xiàn)應變驟增的情況，表明加載過程中角鋼與混凝土分擔的荷載較為均勻，具有較好的協(xié)同工作能力。

對于聯(lián)合加固試件，如圖18(a)所示，當角鋼尺寸較小或較大時，角鋼峰值應變均較大；如圖19(a)所示，綴板峰值應變變化不大。但角鋼與綴板均未屈服。

如圖18(b)所示，當綴板間距較小時，角鋼拉應變峰值較大；當綴板間距較大時，角鋼壓應變峰值較大。如圖19(b)所示，當綴板間距較大時，綴板應變變化不大，當綴板間距較小時(試件JGZ6綴板間距為100mm)，綴板應變明顯增大，且綴板進入塑性，表明綴板對混凝土產(chǎn)生了有效的約束。

如圖18(c)所示，當軸壓比較小時，角鋼峰值應變均較小且變化不大；當軸壓比增大到0.6時(試件JGZ8)，角鋼拉應變峰值隨之增大但未屈服，壓應變峰值顯著增大且進入塑性。如圖19(c)所示，軸壓比對綴板應變影響不大，但當軸壓比較大時綴板的應變變得很低，表明軸壓比較大時，角鋼很早就參與受力，綴板對混凝土約束作用有限。

3 結論

通過對8根加固柱試件的低周反復荷載試驗，對比了聯(lián)合加固和外包角鋼加固的混凝土柱的抗震性能，研究了角鋼尺寸、綴板間距和軸壓比對聯(lián)合加固混凝土柱的抗震性能的影響，主要結論如下：

(1)自密實混凝土與外包角鋼聯(lián)合加固法能顯著提高混凝土柱的變形能力和抗震性能。相比外包角鋼加固法，聯(lián)合加固的混凝土柱的延性和耗能能力大幅度提升，剛度退化和強度退化性能得到較大改善。

(2)與外包角鋼加固試件相比，聯(lián)合加固試件剛度退化性能得到較大改善。試件DBZ的殘余剛度僅為初始環(huán)線剛度的5%，而聯(lián)合加固試件的殘余剛度為初始環(huán)線剛度的14%～20%。但較小的角鋼尺寸、過大的綴板間距和較大的軸壓比對試件的剛度變化是不利的。

(3)聯(lián)合加固試件的強度退化性能明顯優(yōu)于外包角鋼加固試件，其整體抵抗地震作用的能力較好，在地震作用下能保持較高的承載力。

(4)隨角鋼尺寸增大，聯(lián)合加固試件水平承載力和耗能能力均增大，但對延性的影響不顯著。隨綴板間距減小，聯(lián)合加固試件水平承載力和耗能能力均增大，延性顯著增大。隨軸壓比增大，聯(lián)合加固試件水平承載力大幅增大，但延性明顯減小，耗能能力有所降低。

(5)相對外包角鋼加固試件，聯(lián)合加固試件的角鋼與混凝土應變較為均勻，整個加載過程角鋼和綴板均未出現(xiàn)應變驟增的情況，角鋼和混凝土之間具有較好的協(xié)同工作能力。