鋼支撐加固震損鋼筋混凝土框架抗震性能試驗研究

王 來，叢術平，董錫同，劉 鋒，高秋梅

（1.山東科技大學 山東省土木工程防災減災重點實驗室，山東 青島 266590；2.浙江東南網架集團有限公司 浙江 杭州 311209）

鋼支撐加固是鋼筋混凝土框架結構的一種常用抗震加固方法．鋼支撐加固的優點是：鋼支撐可以增大結構的抗側剛度，減小結構的變形，提高結構的承載能力，還可以大大提高結構遭遇罕遇地震時的耗能能力，施工周期短．從建筑角度講，增設的鋼支撐可以在外側進行裝飾，不會影響建筑美觀，因此在現代抗震加固工程中得到了很多應用，國內外學者對鋼支撐加固框架的抗震性能進行了較為深入的研究[1-5]，對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構損壞較為嚴重，因此，本文對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行研究．

1 試驗概況

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

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

圖2 試驗加載裝置圖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．框架梁計算跨度分別為3 m和1.2 m，層高均為1.5 m．2個框架依次編號為KJ-1、KJ-2，其中KJ-1進行低周反復荷載試驗直至破壞，作為對比試件中途不經加固，KJ-2先推至框架屈服，記為KJ-2-a，然后用鋼支撐加固，并進行低周反復荷載試驗直至破壞．根據試驗模擬的載荷情況，并綜合考慮加載設備和支承條件，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，設計了相對剛度很大的基礎梁．KJ-2在試驗中采用人字形雙角鋼作為支撐桿件，角鋼規格為 L40×4，支撐桿件的實際長細比 =115，滿足規范要求[6]．實測混凝土立方體抗壓強度標準值為23.8 N/mm2，彈性模量為2.73×104N/mm2．鋼支撐和鋼筋的力學性能見表1．

試驗加載裝置如圖2所示．根據我國《建筑抗震試驗方法規程》（JGJ101-96）的規定，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，試件加載至強度下降到極限荷載的85%以下或滯回環出現不穩定狀態為止．試驗過程中，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到屈服應變或滯回曲線出現明顯拐點為依據．

試驗的量測內容有位移和應變2大類，具體采集項目有：梁端柱端縱筋的應變、節點區箍筋的應變；支撐應變、節點板應變；框架頂層、中間層、底層位移以及基礎梁的滑移，梁端轉角等．

2 試驗現象

2.1 KJ-1試驗現象

混凝土框架（KJ-1）試驗中豎向荷載一次性施加，荷載控制加載階段，加載級差為20kN．水平荷載為40kN時，一層中節點首先出現45°斜向裂縫，一層短跨梁外側梁底出現裂縫；水平荷載為60 kN時，所有梁均出現裂縫，二層中柱柱頂出現裂縫，一層邊柱柱底也出現裂縫；水平荷載為70kN時，一層短跨梁梁底縱筋首先屈服；當水平荷載為80kN時，一層中節點已經破壞嚴重，框架屈服，屈服位移為15mm，進入位移控制階段．加載至4 時，水平荷載降為120.72 kN，約為極限荷載的84.8%，試驗結束．框架破壞照片如圖3所示．

圖3 KJ-1破壞試驗現象Fig.3 Failurephenomenon of KJ-1

2.2 KJ-2試驗現象

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

對受損后的KJ-2進行人字形鋼支撐加固（如圖2所示），再進行低周反復荷載試驗，試驗中已有裂縫不斷開展；當循環至2=50 mm時，一層與中柱相連的支撐發生屈曲；當循環至3時，一層與邊柱相連的支撐也發生屈曲（如圖4所示），該支撐的應變與水平荷載的關系曲線見圖5．鋼支撐屈曲后，荷載-應變關系曲線變得雜亂無章．

3 試驗結果與分析

3.1 框架破壞機制分析

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

KJ-2在模擬地震破壞階段首先在一層短跨梁的兩側出現“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-應變關系曲線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，KJ-1和 KJ-2頂點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，當鋼支撐屈曲后，滯回環出現捏縮現象，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，表現出彈性性質；當裂縫出現后，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的對比構件．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，滯回環所包圍的面積表示結構耗散的能量，結構的耗能能力是評價其抗震性能的一個重要指標，采用等效粘滯阻尼系數來判別結構在地震中的耗能能力，KJ-1和KJ-2在位移控制加載時的等效粘滯阻尼系數如圖8所示．由圖可見：經過鋼支撐加固后，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，這是因為鋼支撐屈曲后，KJ-2比KJ-1破壞更為嚴重．

3.4 剛度退化

根據《建筑抗震試驗方法規程》中提供的方法，確定框架的抗側剛度（割線剛度），表2所示為不同特征點對應的框架抗側剛度，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，在水平反復荷載作用下，框架的抗側剛度隨著位移及循環次數的增加而逐步下降，反映出框架結構在塑性變形階段的剛度退化性能．KJ-1屈服時，框架頂點剛度約為初始剛度的0.40倍，KJ-2屈服時，框架頂點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點焊縫的開裂，KJ-2后期剛度退化較快．

3.5 延性系數

延性系數是衡量結構抗震性能的重要指標，本文采用位移延性系數來衡量結構的抗震性能．KJ-1和KJ-2的延性系數如表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從3.1提高到4.1，提高了32.3%，框架的反向延性系數從3.0提高到5.0，提高了66.7%．經過鋼支撐加固后，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，框架頂點處各特征點的層間位移角如表4所示．經鋼支撐加固后，極限位移點的層間位移角變大，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[7-9]認為框架的變形在屈服位移附近時，其損壞在可修范圍內，文獻[9]中框架的屈服層間位移角為1/150，本文試驗中，框架屈服時的平均層間位移角約為1/155．

4 抗震加固探討

根據試驗可知，框架在低周反復荷載作用下和一次加載作用下的極限承載力相近．本文試驗中，KJ-1和KJ-2在1 循環中，承載力退化系數基本為1（見表5），可見，框架在剛剛屈服時，隨低周反復荷載循環次數的增加，框架承載力降低很?。蚣軓募虞d到屈服，抗側剛度降低很快（如表2所示），最后一級荷載控制加載時，KJ-1和KJ-2-a的框架頂點抗側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剛度作為加固設計目標，加固后框架的層間抗側剛度公式為：

經鋼支撐加固后，樓層的總抗側剛度不小于震損前樓層的總抗側剛度．

鋼支撐的抗側剛度參考文獻[10]，并引入協同工作系數 ，鋼支撐抗側剛度的計算公式為：

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Tab.5 Compare of bearing capacity degeneration of KJ-1 and KJ-2

式中： 為第 支撐的協同工作系數，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 [10]中鋼支撐的剛度計算公式針對于鋼結構建筑，應用到混凝土結構的加固中，應考慮加固用鋼支撐與震損混凝土構件的協同工作性能，并考慮加固連接的可靠性，因此，引入協同工作系數 ．

采用D值法計算了KJ-2-a的初始抗側剛度，整個框架的抗側剛度計算值為13.61kN/mm．加固采用雙角鋼，規格為L40×4，根據公式 (1)、公式 (2)，并取協同工作系數 =0.75，計算得到加固后整個框架的抗側剛度為34.79 kN/mm，計算值與試驗值吻合較好，因此，人字形鋼支撐的協同工作系數可取為0.75．針對不同的情況，協同工作系數的具體取值還有待今后進一步研究．

5 結論

本文對普通混凝土框架（KJ-1）和鋼支撐加固震損框架（KJ-2）進行了低周反復荷載試驗，并對兩榀框架的破壞機制、滯回曲線、骨架曲線、延性系數、剛度退化、強度退化以及耗能能力等抗震性能指標進行了對比分析，得出了以下結論：

1）試驗證明混凝土框架結構均出現梁鉸破壞機制，但是柱鉸的出現難以避免．兩個框架均是先出現梁鉸再出現柱鉸，出鉸順序合理．

2）震損框架經鋼支撐加固后，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比較豐滿，耗能能力強，有利于抗震，支撐屈服之后滯回環變得狹長，耗能能力降低．

3）采用框架的抗側剛度作為加固設計目標，給出了鋼支撐加固后框架的層間抗側剛度公式，引入了鋼支撐的協同工作系數 ，對于本文試驗，可取為0.75．協同工作系數與很多因素有關，應根據大量的試驗研究、理論分析和工程實踐，確定不同支撐類型的協同工作系數．

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