CTRM加固震損短肢剪力墻連梁抗彎性能研究

蔣隆敏，劉 奧，竹永恒，龔 鑫

（湖南工業大學 土木工程學院，湖南 株洲 412007）

0 引言

碳纖維具優異的抗拉性能，可被用于建筑材料加固中，較多科研工作者對此進行了研究[1-8]。碳纖維板材、布材、筋材用于結構加固的技術現已比較成熟，工程上也得到了廣泛運用，但存在一定的局限性。使用碳纖維網增強的高性能復合砂漿（CTRM）加固建筑結構有較多優勢，也是當前的熱門研究領域之一，但是將其用于連梁加固的研究現還處于空白。

實際工程應用中，有些建筑結構因使用年限增長及地震作用等影響，造成連梁損壞，梁根部產生較大彎矩，導致混凝土開裂，最終導致整個構件被損壞。當發生地震時，構件的連梁根部會形成塑性鉸，通過它的轉動消耗能量，而且墻體前產生的彎曲破壞為第一道抗震防線，因此，有必要對發生震損后的短肢剪力墻連梁進行修復加固處理，并對加固后的連梁抗彎性能進行研究。

本文擬對CTRM 加固震損短肢剪力墻連梁模型進行試驗研究，然后在此基礎上對其進行有限元分析，得出加固研究結論，以期為CTRM 的工程運用提供一定的理論參考。

1 試驗設計

1.1 模型設計、制作和預損

本研究中短肢剪力墻試驗模型，取自結構中間層邊節點的上下反彎點處，連梁取自中間層反彎點處，地震作用下的試驗模型和具體受力情況見圖1。

圖1 地震作用下的彎矩圖和試驗模型的選取Fig.1 Selection of bending moment diagram and test model under earthquake action

此次試驗制作了2 個縮尺比例為1∶3 的“T”型帶連梁短肢剪力墻試驗模型，其具體尺寸和配筋詳見圖2 和3。

圖2 模型尺寸圖Fig.2 Test model size

圖3 模型配筋圖Fig.3 Model reinforcement drawing

本研究中，命名兩個初始試驗模型為S1和S2，遭震損破壞并被修復加固后的試驗模型為R1和R2。分別對初始模型S1和S2的連梁端部施加不同荷載，使兩個模型產生不同程度的震損[9]。

試驗中測得初始試件S1和S2的混凝土抗壓強度均值分別為28.22 MPa 和29.22 MPa。震損加固后試件R1和R2的高性能復合砂漿抗壓強度均值分別為35.7 MPa 和34.8 MPa。

本試驗中，S1模型為嚴重受損試件，其軸壓比為0.3，預損后梁根部出現大量裂縫，混凝土被壓碎，梁內縱向鋼筋屈服并發生滑移現象；S2模型為輕微受損試件，其軸壓比為0.3，預損后梁根部出現了裂縫，混凝土因擠壓而出現輕微開裂現象，梁內鋼筋沒有屈服。試件預損后，采用碳纖維網增強的高性能復合砂漿對兩個試驗模型進行修復加固處理，兩者的加固方式相同。

1.2 試件加固方案

首先，在連梁根部和腹板與連梁交接處鋪設兩層200 mm×100 mm 的L 形碳纖維網格，將其布置在梁的上下兩側。為了防止梁根處的碳纖維網脫落，在梁根處環形纏繞兩層寬度為100 mm 的碳纖維網；為了防止腹板網格脫落，取2 層400 mm×100 mm 網格，緊貼在墻腹板處至腹板處的內側網格上，然后用預設鋼板和螺釘錨固。具體試驗模型設計的加固方式如圖4 所示。

圖4 試件加固方案Fig.4 Reinforcement scheme of specimen

1.3 試件加固施工工藝及要點

實際結構工程應用中，當需要對構件進行加固時，恒載和活荷載并不能夠被完全消除，故模擬試驗模型的墻體所承受的軸壓荷載不變情況下進行加固，即進行二次受力加固。根據已有的構件加固規程及相關文獻[10-12]，本研究使用CTRM 對震損短肢剪力墻連梁進行修復加固，施工工藝及加固步驟如下。

1）鑿毛及鉆孔。首先，對標記的區域進行鑿毛處理，鑿至其表面漏出粗骨料。同時，在槽內對鋼板孔距相應的部位鉆孔，并清除混凝土外部的抹灰和松動的細小石子。

2）鑿毛面清洗。先用鋼刷對混凝土外部松動的石粒進行清除，再用壓力水槍對待加固區域進行反復地沖洗、沖刷，直至無雜質浮塵和松動的細小石塊。

3）布置碳纖維網。將裁剪好的碳纖維加強塑料（carbonfiber-reinforced plastics，CFRP）網格布置在加固區域，用加工好的鋼板將網端部壓緊，網格搭接區域用鋼絲綁扎，并用螺絲錨固。

4）涂抹界面劑。先灑水濕潤混凝土表面，然后用毛刷在構件加固區的表面涂抹界面劑，涂抹界面劑時需要使用毛刷對CFRP 網進行反復地擠壓摁實，以防止漏涂，且應在保證沒有漏涂的前提下，盡量使界面劑涂刷均勻。

5）涂抹高性能復合砂漿。砂漿涂抹通常分3 次進行，且第一次尤為重要。第一次涂抹即在CFRP 網格及加固區域混凝土表面孔洞用砂漿填實；第二次用高性能復合砂漿覆蓋所有的CFRP 網，讓砂漿和CFRP 網形成良好的有機整體，共同受力；第三次涂抹是為了使加固層厚度達預設要求。涂抹完成后還需對加固層表面進行平整。

6）澆水養護。先將試件刷白以便于后續觀察裂縫的生成情況，然后在自然環境下養護28 d，定期灑水保持試件表面濕潤。

1.4 試驗加載裝置

試驗加載裝置如圖5 所示。

圖5 試驗加載裝置圖Fig.5 Test loading device diagram

1.5 試驗加載制度

本研究中采用荷載-位移的混合加載制度。在構件梁端施加豎向的周期荷載，且每級循環一次[13]。當剪力墻連梁出現明顯裂縫時停止加載，此時的荷載定義為開裂荷載[14]。當進行位移控制階段時，以梁端豎向位移Δ 作為位移加載階段的加載基數，按其倍數逐級循環進行，并且每一級循環兩次[13]。當模型的最大承載力降低至極限荷載的85%時，停止加載，定義此時的荷載為破壞荷載，并定義破壞荷載對應的位移為極限位移，結束試驗[15]。具體的加載制度如圖6 所示。

圖6 試驗加載制度示意圖Fig.6 Test loading system

2 試驗結果與分析

2.1 模型破壞形式分析

1）試驗模型S1。當力加載到14 kN 時，連梁根部出現了一條豎向裂縫，即為開裂荷載。在位移控制階段，當其級數達6Δ 時，混凝土被壓碎，脫落，梁根部裂縫寬度擴大，但是連梁側面沒有斜裂縫產生，試驗模型呈現彎曲破壞。

2）試驗模型S2。當力加載到13 kN 時，連梁根部右側面出現豎向裂縫，左側面出現人字形裂縫，此時梁端豎向位移為9 mm，因對S2所需預損程度較輕，故停止加載。

3）加固試驗模型R1。當力加載到16 kN 時，在連梁根部加固層中出現一條裂縫，即為開裂荷載。在位移控制階段，當位移增加至5Δ 時，連梁根部上下方豎向裂縫連通，混凝土有脫落跡象，且混凝土被壓碎，當位移增加至6Δ 時，梁根部和腹板加固層裂縫寬度明顯增大，此時承載力降到極限承載力的85%，加固試驗模型S1仍表現為彎曲破壞。

4）加固試驗模型R2。當力加載到21 kN 時，連梁根部加固層區域出現一條裂縫，即為開裂荷載。在位移控制階段，當位移增加至6Δ 時，連梁根部上下方豎向裂縫相連。當位移加載至8Δ 時，承載力降到極限承載力的85%，連梁根部裂縫較多，但連梁側面未產生斜裂縫，至試驗結束，加固層未出現剝離，試驗模型R2仍表現為彎曲破壞。

各試件的最終破壞形式如圖7 所示。

圖7 試件破壞形式Fig.7 Failure mode of specimen

由圖7 可知：R1和R2的連梁根部混凝土有脫落跡象，但未發生加固層剝離，CFRP 網格仍保持良好，未被拉斷。

2.2 模型滯回曲線及耗能分析

對結構的抗震性能進行研究時，常采用繪制其滯回曲線的方法。本研究所得各實驗模型的滯回曲線詳情如圖8 所示。

圖8 各試驗模型的滯回曲線Fig.8 Hysteresis curves of each test model

1）對比試驗模型R1與S1的滯回曲線，發現都有“捏縮”現象，且兩者的變化趨勢基本上是一致的，但是相較而言，模型R1的曲線更加飽滿，這說明加固后其延性和耗能要更好。

2）加載初期，各試驗模型都為彈性階段，加固層未發揮作用，殘余形變和剛度退化不明顯。加載至彈塑性階段時，滯回環的面積越來越大，表明連梁的鋼筋黏結滑移越來越嚴重，連梁端部的荷載沒法得到有效傳遞，導致曲線發展呈現出“S”型。

3）從抗彎承載力方面對試驗模型進行分析，可知預損程度較重的R1試件的極限荷載能基本恢復到原來的試驗模型水平，而預損較小的R2試件的極限荷載提升幅度較顯著，說明采用CTRM 對震損短肢剪力墻連梁進行修復加固，能有效提升其抗彎承載力，且震損越輕，改善效果越明顯。

2.3 骨架曲線分析

骨架曲線是研究構件抗震性能的一項重要指標，本實驗測得各試驗模型的骨架曲線詳見圖9。分析圖9 可以得知，各試驗模型的骨架曲線變化趨勢在加載初期較為接近，說明均處于彈性狀態。R1由于震損嚴重，其延性與S1比較而言改善不明顯。而R2相對于R1，其抗彎承載力和極限位移均有較為明顯的提升，這一結果說明，隨著震損程度的加重，加固后試件的承載力和延性改善幅度減小。

圖9 各試驗模型的骨架曲線Fig.9 Skeleton curves of each test model

2.4 抗彎承載力及延性分析

對所得試驗模型的性能指標數據進行歸納總結，整理于表1 中。

表1 各試驗模型的性能指標Table 1 Performance index of test model

分析表1 中的數據，可知試件S1和試件R1相比，其抗彎極限荷載基本一致；而試件R1與試件R2相比，試件R2的屈服荷載提高了43.4%，延性提高了9.3%，抗彎極限荷載提高了31.0%，極限位移提高了20.4%。

3 模擬分析結果與試驗結果對比

3.1 單元選取及材料本構模型

本研究中高性能復合砂漿和混凝土構件均采用SOLID65，鋼筋取Link8 單元，加固層材料CFRP 網表現為抗拉，故選Link10，剛性墊塊選SOLID65 單元。碳纖維網的屈服強度為5.3×103MPa，彈性模量為2.1×105MPa，鋼筋屈服強度為290 MPa，彈性模量為2.1×105MPa；混凝土彈性模量為2.55×104MPa，高性能復合砂漿的彈性模量為3.2×104MPa，材料的泊松比均為0.3。

3.1.1 復合砂漿與混凝土本構關系

式（1）（2）中：εcu為混凝土極限壓應變，取0.003 3；ε0為當混凝土壓應力達到fc時的應變，取0.002；n為系數，該系數最大取值為2；fc為混凝土抗壓強度設計值；σc為當混凝土壓應變為ε0的壓應力。

3.1.2 鋼筋本構關系

數值分析中選用雙線性等向強化模型BISO 為試驗模型鋼筋，其應力-應變關系如圖10 所示，應力-應變計算公式如下：

式中：σs為鋼筋拉應力；εy為鋼筋屈服應變；Es為鋼筋線彈性模量；fy為鋼筋屈服應力。

圖10 材料應力-應變曲線Fig.10 Material stress-strain curve

3.2 有限元模型建立

采用分離式建立有限元模型，忽略鋼筋與混凝土間的黏結滑移，共建立如圖11 所示原試驗模型與加固層模型兩種有限元模型。

圖11 試件的有限元模型Fig.11 Finite element model of test specimen

3.3 有限元模型加載與求解

為模擬短肢剪力墻連梁上下層反彎點間的約束狀況，對模型底部x、y、z 方向均加以約束，對其頂部給予y 和z 方向上的約束，在模型頂面施加軸壓力，并且維持軸力不變，試驗模型連梁端部豎向低周往復加載方法通過荷載步文件加載。針對試驗中震損加固模型的模擬，即在建模時已將加固層建好，在試驗模型震損及卸載階段，通過“殺死”加固層，以模擬對其震損加載過程；在對震損試驗模型加固后的二次加載階段再“激活”加固層單元，以模擬震損加固試驗模型的加載過程。圖12 所示為施加邊界約束的試驗模型。

圖12 邊界約束與加載條件Fig.12 Boundary constraints and loading conditions

3.4 數值模擬和試驗數據的滯回曲線對比分析

各試驗模型的數值模擬和試驗數據的滯回曲線詳見圖13。

圖13 數值模擬和試驗數據滯回曲線對比圖Fig.13 Hysteretic curve comparison chart

通過對比圖13 中各滯回曲線可知：各模型試驗值和模擬值的滯回曲線差異不大，較為吻合。從各滯回曲線中可以看出，數值模擬所得試驗模型的極限荷載比試驗所得荷載要大，這可能是因數值模擬中各材料較試驗所用材料更均勻，且未考慮鋼筋、混凝土間的黏結滑移。

3.5 數值模擬和試驗數據的骨架曲線對比分析

將用ANSYS 模擬所得試驗模型滯回曲線的各循環最大荷載點依序連成一條曲線，擬定為試驗模型骨架曲線，詳情見圖14。

圖14 數值模擬和試驗數據骨架曲線對比圖Fig.14 Skeleton curve comparison chart

通過對比圖14 中各試驗模型骨架曲線：發現在加載初期，試驗值和模擬值都呈線性變化，但后期出現不大的差別，其模擬承載力數據比試驗數據大，這可能是因數值模擬采用的混凝土材料較均勻，且不考慮混凝土、鋼筋間的黏結滑移。試驗和模擬的骨架曲線，均體現出如下規律：即相較于原試驗模型，震損后加固的試驗模型的抗彎承載力、延性、耗能等性能都有不同程度的改善。

3.6 連梁抗彎承載力試驗值與模擬值比較

表2 給出了各試驗模型的最大抗彎承載力試驗值和模擬值。但由于S2的震損相對較輕，其連梁抗彎承載力沒有達到極限值，所以沒將其列入表2 中。分析表2 中的數據可知，最大抗彎承載力的試驗數值比模擬獲取的數值要略小，這可能是因為對模型進行了簡化造成的，但是數據間相差都不大，這表明所提對遭受荷載損傷的短肢剪力墻連梁抗彎加固設計及計算可以起到一定的參考作用。

表2 最大抗彎承載力試驗值和模擬值Table 2 Test and simulation values of maximum flexural capacity kN

4 結論

本文基于兩個縮尺比例為1∶3 的“T”型帶連梁短肢剪力墻試驗模型，在不卸軸力下用CTRM 對兩個試驗模型進行二次受力加固，結論如下：1）采用CTRM 加固帶連梁的短肢剪力墻是一種有效加固方案，加固后連梁的承載力、延性、耗能性能都明顯提高，說明加固處理能提高連梁抗震性能。2）整個試驗過程中，試件未出現加固層剝離現象，表明本試驗所采用的加固方案及錨固方法是行之有效的。3）模擬結果和試驗結果中，所得滯回曲線和骨架曲線總體相差不大，體現了建模的可靠性。

本文總結出的一套使用CTRM 加固震損短肢剪力墻連梁的施工工藝流程，對于實際工程結構加固有一定的參考價值。