黃 靚，孫 強，鄧 鵬，張明亮，單 韌，彭 勃

(1 湖南大學土木工程學院，長沙 410082；2 湖南省第二工程有限公司，長沙 410015；3 湖南固特邦土木技術發(fā)展有限公司，長沙 410082)

0 概述

地震給人類社會造成了巨大損失。地震后如何在短時間內對建筑結構進行修復成為建筑抗震可恢復性領域的重要研究方向之一[1]。地震發(fā)生后，基礎建筑設施的快速恢復能夠解決災區(qū)人民的短期生活難題[2]。此外,很多框架結構在主震后處于“可修復”狀態(tài)，合理的快速修復能避免其在余震中倒塌，不僅可以縮短災區(qū)的重建周期，也能避免人力、財力及環(huán)境等資源浪費。因此，震后建筑快速修復研究具有重要的研究價值和工程意義。

目前，纖維聚合物(FRP)加固技術的研究是國外在震損鋼筋混凝土結構修復領域的主要研究方向[3-5]。國內學者對增大截面法、粘貼碳纖維加固法、外包鋼法、注膠加固等技術用于震損混凝土結構修復開展了一系列研究[6-10]。盡管研究取得了可喜的成果，但仍然存在一定的技術限制，如加大截面加固法存在現(xiàn)場濕作業(yè)多和養(yǎng)護期長等缺點；粘貼纖維復合材料法對使用環(huán)境的溫度有限制，且需作專門的防護處理；外包鋼法施工工藝復雜；混凝土裂縫修補技術則需要專門的灌漿設備及施工技術人員?？梢?，大部分研究都是從災后重建角度出發(fā)考慮建筑的加固修復，沒有考慮應急修復的時間性因素和施工環(huán)境因素，不滿足施工簡單、便捷高效的震后緊急修復的技術要求。

鋼絲網(wǎng)復合灌漿料(steel wire mesh composite grouting material，SGM)是以鋼絲網(wǎng)為增強材料，高性能灌漿料為基相組成的薄層加固材料，不僅具有耐火耐久性好，截面尺寸增加不大，便于施工等優(yōu)點，并且與混凝土黏結性好，兩者具有良好的工作協(xié)調性。已有研究表明，水泥基灌漿料加固法能夠有效地改善試件的抗震性能[11-12]。本文分別對鋼絲網(wǎng)復合超早強灌漿料及鋼絲網(wǎng)復合環(huán)氧灌漿料快速加固修復震損框架結構進行了擬靜力試驗，通過對比分析，驗證了鋼絲網(wǎng)復合灌漿料加固法用于震損框架修復加固的可行性，為快速可恢復性震損框架提供了新思路。

1 試驗設計

1.1 試件設計

圖1 試件幾何尺寸及配筋

1.2 加固形式及方法

本試驗首先對試件進行擬靜力預損試驗，待試件達到極限承載力后停止試驗，對試件進行加固處理。加固處理方案的設計參考《混凝土結構加固設計規(guī)范》(GB 50367—2013)[14]的要求，試件的加固處理參數(shù)設計見表1?？紤]實際加固中樓板對加固處理施工的影響，梁段加固結合實際情況采用包裹梁側及梁底的U形加固形式，對梁端400mm范圍進行加固；柱段的加固采用四面加固形式，對柱上端、下端300mm范圍進行加固；節(jié)點處鋼絲網(wǎng)分別向梁段和柱段延伸100mm，并與梁、柱段鋼絲網(wǎng)搭接牢靠。已有研究表明[15-16]，地震中以“強梁弱柱”為特征的破壞形式大量出現(xiàn)于震損框架結構，這與我國抗震設計要求是相違背的。因此為使柱端加固部分牢靠，在柱加固區(qū)每隔100mm設置一道直徑2mm的鐵絲環(huán)箍。具體加固形式見圖2。

試件加固處理設計參數(shù) 表1

圖2 加固形式及鋼絲網(wǎng)尺寸

加固框架結構的工序主要包括：1)表面處理，用鋼絲刷剔除加固部位混凝土表面疏松的部分；2)涂刷界面劑，加固部位采用界面劑處理代替?zhèn)鹘y(tǒng)鑿毛處理，超早強灌漿料界面劑由某公司提供(界面劑配比為A液∶B組分=1∶4)，環(huán)氧灌漿料界面劑為環(huán)氧樹脂膠；3)綁扎鋼絲網(wǎng)，將鋼絲網(wǎng)綁扎在相應加固部位，柱端加固區(qū)設置鐵絲環(huán)箍；4)支模及澆筑，在加固位置支模，灌注20mm厚灌漿料。

1.3 材料性能

超早強灌漿料采用某公司提供的HPG-T超早強型水泥基灌漿料，超早強灌漿料配合比(重量比)為灌漿料∶水=1∶0.13；環(huán)氧灌漿料采用某公司提供的JN-BG環(huán)氧樹脂灌漿料，環(huán)氧灌漿料配合比(重量比)為A組分∶B組分∶C組分=2∶1∶10.5；本試驗選取的鋼絲網(wǎng)為鍍鋅點焊鋼絲網(wǎng)，鋼絲網(wǎng)直徑為1mm，網(wǎng)格間距為10mm×10mm。各材料性能結果見表2。

試件材料信息 表2

1.4 加載方式及測試內容

在加固處理自然養(yǎng)護24h后，對試件進行擬靜力試驗。試驗采用三通道加載裝置進行加載，用鋼帽連接件將試件柱端和L形鋼梁連接，以保證不會出現(xiàn)頂端滑移現(xiàn)象，詳見圖3。

圖3 加載裝置示意圖

試驗參考《建筑抗震試驗規(guī)程》(JGJ/T 101—2015)[17]采用荷載-位移混合控制的加載方法。以框架頂部層間位移角達到L/550為依據(jù)，達到限值前采用荷載控制，隨后采用位移控制，每級均循環(huán)兩次。位移控制階段的位移增量采用屈服位移的整數(shù)倍，當框架頂部層間位移角超過L/30,或者某級承載力低于結構極限承載力的85%時，認為試件已破壞，停止試驗。

試驗測量的主要內容有：1)框架頂部水平位移、中部水平位移及底部水平位移；2)試件裂縫的發(fā)展形式；3)底板的翹起位移。位移計LVDT3放置在試件梁柱節(jié)點處中心來測量框架頂部水平位移值；位移計LVDT2放置在試件柱的中部來測量框架中部水平位移值；位移計LVDT1，LVDT4，LVDT5依次放置在底板邊緣及兩側來測量試件的底部水平位移值和底板的翹起，詳見圖4。

圖4 位移計布置

2 試驗過程及現(xiàn)象

2.1 對比框架

當加載荷載P為40kN時，梁柱交界處出現(xiàn)貫通裂縫，柱腳內側出現(xiàn)裂縫，此時位移為3.4mm(L/410>L/550)，試件K進入彈塑性階段，改為位移控制加載；當加載位移Δ為17.0mm時，梁頂面及側面出現(xiàn)多條裂縫，梁柱節(jié)點處貫通裂縫寬度明顯增大；當加載位移Δ為23.8mm時，柱腳下端水平裂縫增多，保護層脫落，承載力低于極限承載力的85%，停止試驗，最終破壞形態(tài)見圖5(a)。

2.2 超早強灌漿料加固試件

當加載荷載P為20kN時，梁頂面加固區(qū)及非加固區(qū)均出現(xiàn)多條延伸至側面的貫通裂縫；柱腳加固區(qū)出現(xiàn)裂縫，位移為4.4mm(L/318>L/550)，試件Z進入彈塑性階段，改為位移控制加載；當加載位移Δ為30.8mm(L/45>L/50)時，梁柱節(jié)點處原有斜裂縫持續(xù)開裂，層間位移角大于規(guī)范限值。當加載位移Δ為48.4mm(L/29>L/30)時，節(jié)點區(qū)裂縫向下發(fā)展至柱上端加固區(qū)，兩側柱底部加固層脫落，原結構柱腳被壓壞，混凝土剝落，最終破壞形態(tài)見圖5(b)。

2.3 超早強灌漿料+1層鋼絲網(wǎng)試件

當加載荷載P為40kN時，梁柱節(jié)點處加固區(qū)形成貫通裂縫；左側柱下端加固區(qū)出現(xiàn)45°貫通裂縫，位移為8.0mm(L/175>L/550)，試件GZ-1進入彈塑性階段，改為位移控制加載。當加載位移Δ為32.0mm(L/44>L/50)時，節(jié)點處鋼絲網(wǎng)被拉斷，柱段未加固區(qū)出現(xiàn)多處斜裂縫，層間位移角大于規(guī)范限值；當加載位移Δ為48.0mm(L/29>L/30)時，柱腳處底板開裂，沿角部45°向外擴展；當加載位移Δ為64.0mm時，承載力未出現(xiàn)明顯下降，最終破壞形態(tài)見圖5(c)。

圖5 試件最終破壞情況

2.4 超早強灌漿料+2層鋼絲網(wǎng)試件

當加載荷載P為20kN時，梁柱節(jié)點處出現(xiàn)豎向裂縫并發(fā)展；梁段加固區(qū)頂面出現(xiàn)兩條貫通裂縫并延伸至側面；當加載荷載P為40kN時，左側柱下端加固區(qū)外側，出現(xiàn)向下發(fā)展的豎向裂縫，位移為5.9mm(L/238>L/550)，試件GZ-2進入彈塑性階段，改為位移控制加載。當加載位移Δ為29.5mm(L/48>L/50)時，節(jié)點處鋼絲網(wǎng)被拉斷，柱下端加固區(qū)與未加固區(qū)交接處出現(xiàn)環(huán)向裂縫，層間位移角大于規(guī)范限值；當加載位移Δ為47.2mm時，柱腳底板出現(xiàn)45°斜裂縫并迅速發(fā)展；當加載位移Δ為53.1mm(L/26>L/30)時，梁段加固區(qū)脫落，加固部分原結構無新的裂縫產(chǎn)生；當加載位移Δ為64.9mm時，加固層下原有裂縫持續(xù)開裂，最終破壞形態(tài)見圖5(d)。

2.5 環(huán)氧灌漿料試件

當加載荷載P為40kN時，結構無裂縫產(chǎn)生，位移為7.1mm(L/198>L/550)，試件H進入彈塑性階段，改為位移控制加載；當加載位移Δ為21.3mm時，結構出現(xiàn)兩聲較大的響聲，節(jié)點處出現(xiàn)斜裂縫并迅速擴展、梁段加固區(qū)頂面出現(xiàn)多條貫通裂縫；當加載位移Δ為28.4mm(L/49>L/50)時，梁段未加固區(qū)出現(xiàn)多條貫通裂縫并延伸至側面，柱段未加固區(qū)出現(xiàn)多條向下發(fā)展的斜裂縫，層間位移角大于規(guī)范中的限值；當加載位移Δ為49.7mm(L/28>L/30)時，無新的裂縫發(fā)展，但仍未失去承載力且為進入下降段；最終破壞形態(tài)見圖5(e)。

2.6 環(huán)氧灌漿料+1層鋼絲網(wǎng)試件

當加載荷載P為40kN時，梁柱節(jié)點處出現(xiàn)斜裂縫，位移為7.1mm(L/198>L/550)，試件GH-1進入彈塑性階段，改為位移控制加載；當加載位移Δ為28.4mm(L/49>L/50)時，右側柱腳加固區(qū)與非加固區(qū)交界處外側出現(xiàn)貫通裂縫，層間位移角大于規(guī)范限值；當加載位移Δ為49.8mm(L/28>L/30)時，無新的裂縫出現(xiàn)，最終破壞形態(tài)見圖5(f)。

2.7 環(huán)氧灌漿料+2層鋼絲網(wǎng)試件

當加載荷載P為40kN時，梁段未加固區(qū)原有裂縫開裂并緩慢開展，位移為6.0mm(L/233>L/550)，試件GH-2進入彈塑性階段，改為位移控制加載；當加載位移Δ為30.0mm(L/49>L/50)時，左側柱未加固區(qū)原有裂縫開裂并繼續(xù)發(fā)展，此時層間位移角大于規(guī)范限值，節(jié)點處鋼絲網(wǎng)被拉斷；當加載位移Δ為48.0mm(L/29>L/30)時，負向尚未出現(xiàn)峰值；當加載位移Δ為60.0mm時，承載力未出現(xiàn)明顯下降，最終破壞形態(tài)見圖5(g)。

綜上所述，試件Z的破壞模式為柱腳處加固層脫落，柱腳原結構混凝土壓潰，導致結構破壞；除試件Z外，其他加固試件表現(xiàn)的破壞模式均為柱腳處底板開裂，框架頂部位移超過規(guī)范限值，但梁柱構件本身沒有大的破壞，這與選取的加固形式有關。此外，采用超早強灌漿料加固的試件均出現(xiàn)梁段加固區(qū)脫落的現(xiàn)象，柱底部加固區(qū)出現(xiàn)裂縫甚至剝落；采用環(huán)氧灌漿料加固的試件均未出現(xiàn)該種情況，可見采用環(huán)氧灌漿料加固方法比采用超早強灌漿料加固方法具有更強的安全性。采用環(huán)氧灌漿料加固形式，柱段加固區(qū)均未出現(xiàn)裂縫，裂縫發(fā)展于未加固柱段，說明該加固方法能夠有效轉移薄弱位置，充分發(fā)揮柱的抗震性能；未加鋼絲網(wǎng)的試件Z、試件H在節(jié)點裂縫發(fā)展時均表現(xiàn)出一定的脆性，說明加入鋼絲網(wǎng)能有效地控制裂縫的發(fā)展。

3 試驗結果分析

3.1 滯回曲線

7個試件滯回曲線見圖6，對比可知：1)試驗初期，各個試件基本保持線彈性，滯回曲線輪廓狹長，滯回環(huán)面積不大；隨著加載荷載增大，多處裂縫出現(xiàn)并發(fā)展，結構剛度下降，殘余變形明顯，加載后期滯回曲線的形狀呈反S形，滯回環(huán)面積增加。2)加載初期，未加鋼絲網(wǎng)的試件的滯回曲線出現(xiàn)較大的回落，說明鋼絲網(wǎng)能有效防止脆性破壞，控制裂縫的發(fā)展。3)各個試件在框架頂部層間位移角超過1/30時，仍能保持較高的承載力，主要是開裂初期梁柱節(jié)點出現(xiàn)豎向裂縫，使得梁柱在地震作用下有一定的協(xié)調變形能力，梁端及柱腳處未發(fā)生大的擠壓破壞。4)與未加固試件(試件K)對比可知，各個加固試件的滯回曲線到達峰值承載力后，并未出現(xiàn)較大的下降，試件顯示出良好的延性，這是由于試件柱腳加固后未出現(xiàn)擠壓破壞，柱腳鋼筋參與耗能，使得試件能在較大的側移范圍內保持相對高的承載力，具有良好的抗震性能。

圖6 各個試件滯回曲線

3.2 骨架曲線

各個試件的骨架曲線如圖7所示，通過對比骨架曲線可以得出：1)加固后試件骨架曲線的初始斜率比原框架結構(試件K)小，說明加固后的試件剛度均比原框架結構(試件K)小，這主要是由于該加固方法下梁端加固相對較弱，在地震中梁端首先形成豎向裂縫，防止框架柱被擠壓破壞。2)鋼絲網(wǎng)能夠明顯提高超早強灌漿料的加固效果，主要是由于鋼絲網(wǎng)與超早強灌漿料組合能夠提高其抗拉強度，增強灌漿料與原框架結構的整體工作性能好，但鋼絲網(wǎng)層數(shù)對承載力影響不大。3)環(huán)氧灌漿料對承載力的提高明顯高于超早強灌漿料，鋼絲網(wǎng)對環(huán)氧灌漿料加固形式的承載力提高不明顯。主要是由于環(huán)氧灌漿料具有更強的粘結力和更高的抗拉強度，與原框架結構共同工作性能好。

圖7 各個試件骨架曲線

3.3 位移延性系數(shù)

混凝土是一種非勻質材料，在擬靜力試驗中，正負兩方向的力學性能不可能表現(xiàn)的完全一致，故采用正負向平均值通過式(1)來計算各試件的位移延性系數(shù)[18]。

(1)

式中：μ為位移延性系數(shù)；Δu為試件加載過程的極限位移；Δy為試件加載過程的屈服位移；“+” 表示正向加載；“-”表示負向加載，余同。

各試件主要特征點的試驗結果見表3，其中Py和Δy分別為通過滯回曲線觀察到的近似屈服荷載和其對應的位移；Pp和Δp分別為當各試件達到極限承載力時的峰值荷載和其對應的位移；Pu和Δu分別為試件達到試驗破壞標準時的破壞荷載和其對應的位移值；Pe和Δe分別為試件繼續(xù)加載的極限荷載和其對應的位移值。

由表3可知，兩種加固形式均能顯著提高結構的延性。其中，對于超早強灌漿料加固形式，鋼絲網(wǎng)可以對加固層形成約束，從而明顯提高加固試件的延性，試件GZ-1，GZ-2的位移延性系數(shù)較試件K分別提高36.7%，49.9%；GZ-2的位移延性系數(shù)較試件GZ-1提升不大，說明鋼絲網(wǎng)層數(shù)影響不大。對于環(huán)氧灌漿料加固形式，試件GH-2，GH-1和試件H的位移延性系數(shù)相差不大，可見鋼絲網(wǎng)在該加固形式中亦能發(fā)揮作用但不如在超早強灌漿料加固形式中明顯，并且考慮到鋼絲網(wǎng)施工復雜及應急響應階段快速修復的時間性，對于采用環(huán)氧灌漿料加固處理的建筑也可以考慮采用無鋼絲網(wǎng)加固形式。

3.4 剛度退化

本文參照《建筑抗震試驗規(guī)程》(JGJ/T 101—2015)[17]，采用割線剛度K作為分析試件的剛度退化的指標。通過計算得到各試件的剛度退化曲線如圖8所示，通過對比可得：1)加載前期，試件有較多的裂縫出現(xiàn)及發(fā)展，導致剛度下降較快，因而加載前期各個試件曲線斜率較大；加載后期各個試件曲線趨于平緩，是由于結構塑性變形的不斷發(fā)展，剛度下降較為緩慢。2)鋼絲網(wǎng)的加入能夠有效地提高超早強灌漿料加固試件的初始剛度，但鋼絲網(wǎng)層數(shù)影響不大。3)單層鋼絲網(wǎng)對環(huán)氧灌漿料加固試件的初始剛度的提升不如雙層鋼絲網(wǎng)明顯，主要是由于環(huán)氧灌漿料對混凝土具有較強的粘結性，鋼絲網(wǎng)作用不明顯。

試件各階段位移延性系數(shù) 表3

圖8 各個試件剛度退化曲線

3.5 耗能分析

結構的耗能能力是評判結構抗震性能優(yōu)劣的重要依據(jù)，本文依據(jù)規(guī)范要求采用等效粘滯阻尼系數(shù)ξeq來評判試件的耗能能力，如圖9所示，通過式(2)計算,各個試件最大面積滯回環(huán)對應的等效黏滯阻尼系數(shù)見表4。

圖9 等效黏滯阻尼系數(shù)計算示意圖

(2)

滯回環(huán)面積及等效黏滯阻尼系數(shù) 表4

各個加固試件的滯回曲線均存在不同程度的捏縮現(xiàn)象。該現(xiàn)象是由構件剛度退化導致的，與裂縫的開展寬度、縱筋的伸長應變、殘余變形的累積量及鋼筋與混凝土的粘結滑移等有關。通過耗能系數(shù)的對比可知，除了試件Z，其余試件黏滯阻尼系數(shù)均高于對比試件K，說明采用快速可恢復性加固方法能夠使結構快速恢復甚至超過原有結構的抗震水平。

4 結論

(1)加固后的試件均能在保持較高承載力的情況下發(fā)生較大的層間位移，加固后的試件在試驗中表出良好的抗震性能，符合抗震規(guī)范中“大震不倒”的抗震標準。并且超早強灌漿料和環(huán)氧灌漿料后期力學性能仍有較大的提升，因此該加固方法具有很大的安全儲備，這說明了該加固方法加固框架結構的可靠性。

(2)鋼絲網(wǎng)能夠有效限制裂縫的發(fā)展，防止脆性破壞。并且鋼絲網(wǎng)對超早強灌漿料加固方法的延性及承載力具有較大的提升，這是由于鋼絲網(wǎng)能夠對核心混凝土及灌漿料形成有效約束，增強加固層與原結構的整體工作性；但對環(huán)氧灌漿料加固方法的提升效果不大。

(3)與傳統(tǒng)加固形式相比，該加固形式具有施工簡單，操作方便，性能提升快等優(yōu)勢。無需進行鑿毛處理粘接面，就能保證加固后各材料性能的發(fā)揮，從而減少工時，降低環(huán)境污染。此外，對施工人員專業(yè)性要求低，充分考慮了震后緊急修復的時間性因素和施工環(huán)境因素，對震后建筑快速修復技術發(fā)展具有重要理論意義。

(4)環(huán)氧灌漿料的加固效果明顯優(yōu)于超早強灌漿料，且由于環(huán)氧灌漿料具有良好的韌性和粘結性，鋼絲網(wǎng)在環(huán)氧灌漿料加固中發(fā)揮作用不明顯。綜合各項性能指標及施工方法，采用環(huán)氧灌漿料不加鋼絲網(wǎng)加固形式具有工序簡單、快速高效的優(yōu)點，具有推廣意義。