框架结构整体抗震加固试验

JournalofShenyangJianzhuUniversity（NaturalScience）Nov．2011Vol．27，No．6

文章编号：2095－1922（2011）06－1121－06

框架结构整体抗震加固试验

张绍武，冯

莹，高科峰，孙文攀

（沈阳建筑大学土木工程学院，辽宁沈阳110168）

要：目的验证一种新的单一结构体系整体抗震加固方法的可行性．方法通过对一榀框架

和采用方钢管混凝土柱加固的双榀框架在水平低周反复荷载作用下的拟静力试验的对比，分摘

析其抗侧承载力、刚度并判断两个框架的抗震能力，与理论值进行比较．结果试件滞回曲线表明，当达到极限荷载后，还能承受数次往复作用，特别是增设剪切型抗侧力单元的加固试件，其骨架曲线的平行段较长，表现了较强的耗能能力，充分体现了方钢管混凝土柱作为加固单元的

提高了框架结构的抗震能力，可以满优点．当加固后构件的抗侧刚度是原来刚度的2.1倍时，

足抗震设防烈度由7°提高到7.5°的抗震设防要求．结论对于因设防烈度提高而不满足抗震

承载力要求的框架结构增设剪切型抗侧力单元，增加其抗侧刚度，有较强的耗能能力，提高了框架结构的抗震承载力．

关键词：抗震加固；刚度退化；滞回曲线；延性中图分类号：TU398

文献标志码：A

ExperimentalResearchonFrameStructureReinforced

bytheAnti-SeismicReinforcement

ZHANGShaowu，FENGYing，GAOKefeng，SUNWenpan

（SchoolofCivilEngineering，ShenyangJianzhuUniversity，Shenyang，China，110168）

Abstract：Inordertoverifythefeasibilityofaanti-seismicreinforcementmethodtothebuildingwithsinglesystem．ThroughaframeworkandanotherreinforcedconcreteframeworkwiththeCFRTcolumnsreinforced

theresearchana-whichinthehorizontalcyclicloadingunderpseudo-staticexperimentofthecomparison，

lyzeditsresistlateralbearingcapacity，stiffnessandjudgetheseismicresistanceoftwoframeworks，com-andparedwiththetheoreticalvalue．Specimenhysteresiscurveshowswhentheultimateloadhasreached，couldwithstandseveraltimescycleloading，especiallythespecimenwiththeadditionalframe-shearsideof

longerparallelsectionofthecurveskeleton，strongerperformanceoftheener-thepowerunitreinforcement，

gydissipationcapacity，reflectsingtheCFRTreinforcedconcretecolumnsoftheadvantagesasunit．Whenthelateralstiffnessofthereinforcedspecimenis2.1timestheoriginalstiffness，itincreasedtheseismicca-pacityoftheframestructuretomeetseismicfortificationintensityby7°to7.5°oftherequirementsforseismicresistance．Becausetheincreaseoffortificationintensitythencouldnotmeettheseismicbearingca-pacityofframeworkaddedframe-shearsideofthepowerunit，increasingitslateralstiffness，thereisastrong

energydissipationcapacity，whichimprovestheframeworkoftheseismicbearingcapacity．Keywords：seismicreinforcement；stiffnessdegradation；hysterrisiscurve；ductility

收稿日期：2011－05－10

基金项目：国家自然科学基金项目（10902073）作者简介：张绍武（1964—），男，副教授，主要从事结构加固理论与应用研究．

1122沈阳建筑大学学报（自然科学版）第27卷

既有钢筋混凝土建筑结构常因材料老化、使用功能改变、设计不当和施工质量较差等原因造抗震性能较差，在遭遇地震灾成结构承载力不足、

威胁人民生命财产安全．因此对建害时破坏严重，

筑结构进行抗震加固是十分必要的，目前常见的

加固方法有增大截面法、外包钢法、预应力加固法、增设支点法、粘钢加固法、粘贴纤维复合材料

［1－2］

．加固方法多为对由于强度不足、加固法延性不足的构件进行加固补强，然而这样大幅度逐一

提高构件的承载力安全储备会加大建设成本．如果通过合理的结构系统抗震设计，增强结构系统的整体性，便可在节约建设费用的前提下显著提高结构的抗震性能．例如框架结构可增设剪力墙，使地震作用下的柱子内力与变形减小，从而达到抗震加固的目的．

汶川地震之后，根据国家有关抗震防灾法律法规和汶川地震灾后恢复重建要求，住房和城乡建设部迅速组织专家总结震害经验，对建筑抗震设计标准规范进行修订．在不到3个月的时间内《GB50223－2008建筑工程抗震设防分类完成了标准》和《GB50011－2001建筑抗震设计规范》（2008年版）的修订，于2008年7月30日发布实［3－4］

．依据地震局修编的灾区地震动参数的第施

1号修改单，相应变更了灾区的设防烈度，并增加

使一些灾区的抗震设防烈度，由部分条文的修订，

原来的7°，上调为7.5°．基于此笔者对因抗震设防烈度的提高而不满足抗震承载力要求的框架结构采用增设剪切型抗侧力单元的方法进行了抗震

结果表明增设剪切型抗侧力单元加固试验研究，

后抗侧刚度是原抗侧刚度的2.1倍时，可以满足

设防烈度由7°提高到7.5°的抗震要求，为建筑结构抗震加固提供可行的方法．

1试验

试验采用拟静力试验方法，试验装置如图1所示．用地脚螺栓将试件固定，竖向作用力通过固定在试件上方门架钢梁上的液压千斤顶施加，水平作用力通过固定在反力墙上的MTS作动器施并由系统采集相应的力与位移的数值，输出对加，

应的力－位移关系曲线．为实现试件在水平力往复作用时轴力的有效传递，在试件上部与竖向加载千斤顶之间放置一块水平方向的滚动滑板．在试件的柱端、梁端截面高度范围内，有选择性地在其纵向受力钢筋和混凝土表面粘贴电阻应变片，以监测试验过程中钢筋和混凝土的应变．在试件柱头装有位移计，以监测试验过程中试件顶部的水平变形．

1.试件；2.带螺纹拉杆；3.位移计；4.螺母；5.分配梁；6.垫块；7.带滑板的液压加载器；8.试验承力架；9.压梁；10.抗滑移梁；11.油管；12.液压操作台；13.MTS；14.反力墙；15.试验台座。

图1Fig.1

试验装置示意图Experimentaldevice

5］的规定，根据文献［试验加载分为荷载控

制和位移控制．试件屈服前采用荷载控制加载，预加载完毕后，施加水平荷载直到试件开裂，对试件开裂荷载往复加载一次，然后水平加载到梁屈服，柱屈服，试件屈服的判定以钢材达到屈服应变或

滞回曲线出现明显拐点为依据，具体荷载控制数

值见表1．屈服后采用位移控制加载，以试件屈服

2Δ，3Δ为变量位移为级差进行控制加载，以1Δ，

进行位移控制（Δ为试件的屈服位移），每级循环3次，直到水平荷载下降至峰值荷载的85%以

第27卷张绍武等：框架结构整体抗震加固试验1123

下，然后停止加载．

表1Table1

试件

预加荷载

梁开裂荷载12．69054．788

荷载控制数值Loadcontrolvalue

柱开裂荷载31．728136．97

梁屈服荷载34．901150．94

3

kN

柱屈服荷载55．952211．54

试验结果及分析

加载试验步骤及试件状态描述

（1）对比试件：在荷载控制阶段，加载到梁屈

3.1

对比件9．5184

加固件40．091

服荷载的35%～50%时，梁端开始出现弯曲裂缝，此时水平力为推力，为12.69kN，裂缝自上向下发展．对于远离加载端的梁端，因为有负弯矩的作用，所以裂缝自上向下发展，在靠近加载端的梁端有正弯矩的作用，出现自下向上的弯曲裂缝，此时试件最大侧移量为1.3mm．梁柱钢筋、混凝土均处于线弹性阶段，二者变形协调，此时在梁柱节点处出现了斜裂缝．当荷载施加到约为31kN时，在距柱根大约160mm处出现弯曲裂缝，此时试

两根柱内的纵筋的应件的最大侧移量为5.1mm，

远小于纵筋的屈变达到0.000464～0.000778，

服应变，梁内的钢筋应变为0.000101～0.000270，此时在梁与柱的节点处又出现了斜裂缝．随着荷载的不断增加，裂缝的深度和长度不断增大，数量不断增加，且逐渐向柱顶方向发展，部分保护层的混凝土发生脱落．当荷载施加到47.62kNA柱的外侧纵筋应变首先达到0.001874，＞时，

Φ14的屈服应变，梁内纵筋应变为0.000265～0.000638，此时试件的最大侧移量为12mm．在

2Δ，3Δ为变量分别进行三位移控制阶段，以1Δ，斜裂缝穿过柱子的中性轴，试件根次反复作用后，

部两侧混凝土酥裂．特别是以2Δ为变量进行第一次循环的过程时，裂缝发展最为迅速，裂缝由垂

节点处直于柱轴变为与柱轴成45°的方向发展，的裂缝进一步增多，当达到极限荷载时，试件根部

裂缝进一步加长．在第二次循环的过程中，裂缝沿着水平力方向发展，柱截面两侧的裂缝愈来愈接近重合或交叉．进行第三次循环过程中，试件根部范围内混凝土脆裂，试件破坏．

（2）加固试件：在荷载控制阶段，加载到柱屈A柱端开始出现弯曲裂服荷载的40%～50%时，缝，此时水平力为拉力，在136kN左右．当荷载施加到约181kN时，靠近加载端的梁端自底向上出

柱底部分保护层现裂缝．当荷载为197.8kN时，

混凝土发生脱落，整个试件上裂缝的深度和长度

不断增大，当水平力达到201kN时，在B柱节点处出现裂缝，同对比件一样，在梁内纵筋应变较小时，节点先出现裂缝；当水平荷载达220kN左右B柱的内侧纵筋应变首先达到0.001946，时，大

2试件设计

试验共设计两个试件，一个作为对比试件：为

混凝土强度等级采用一层一跨的平面框架体系，

C20商品混凝土，纵筋采用HRB335级螺纹钢，箍

筋采用HPB235级钢，构件中柱截面尺寸为180mm×180mm×1700mm，横梁截面尺寸为150mm×250mm×2400mm，基础梁尺寸为300mm×300mm×3400mm；另一个为加固后的试

为了增强底件：为一层一跨的空间框架结构体系，

梁的抗弯刚度，把底梁浇成一块整板，框架中心部

位为加固的方钢管混凝土密柱型抗侧力单元．框架结构部分采用的混凝土和钢筋标号和对比试件

截面尺寸和对比框架相同．方钢管采用一样，

Q235级钢材，壁厚6mm，内灌C60混凝土，截面尺寸为120mm×120mm×1400mm，具体配筋见表1，材料力学性能见表2、表3、表4．

表2

Table2

构件柱框架梁连系梁

构件配筋表

Specimenreinforcementtable

纵筋4φ144φ12

加密区箍筋Φ8@100

Φ8@50Φ8@50

非加密区箍筋Φ8@200Φ8@120Φ8@50

4φ14+2φ12

表3

Table3

棱柱体抗压强度均值/MPa

21．527

混凝土力学性能指标

Themechanicalpropertiesofconcrete

弹性模量/MPa29433

泊松比0．2

开裂应变/10－6

732

破坏应变/10－63593

表4

Table4

直径/mm

81214

钢筋力学性能指标

Themechanicalpropertiesofsteel

极限强度Fu/MPa498577597．9

弹性模量Es/105MPa

2．12．02．0

屈服应变εy/10－31．4821．8651．845

屈服强度Fy/MPa311．3373369

1124沈阳建筑大学学报（自然科学版）第27卷

于钢筋的屈服应变，此时试件的最大侧移量为14.9mm；在位移控制阶段，2Δ，3Δ为变量以1Δ，斜裂缝穿过柱子的中分别进行三次循环作用后，

试件根部两侧混凝土酥裂．特别是以3Δ为性轴，

变量进行第一次循环过程时，裂缝发展最为迅速，柱截面两侧的裂缝愈来愈接近重合或交叉；当进行第二次循环作用时荷载明显下降，此时所有柱端部裂缝均有贯通，且中间方钢管上梁发生开裂；当进行第三次循环作用后，荷载达到峰值荷载的

85%（215kN），变形增加更快，方钢管上的梁的

裂缝长度更长、宽度更宽，混凝土大幅度裂开，试件破坏．

3.2滞回曲线和骨架曲线

受拉钢筋屈服后，继续往复加载，混凝土受拉裂缝不断地开展和延伸，钢筋的拉应变和混凝土的压应变逐渐积累增大，总变形持续增大，而承载力变化不大．试件的荷载－位移滞回曲线如图2所示．

图2Fig.2

试件滞回曲线

Specimenhysteresiscurves

加载曲线：在达到屈服荷载前，位移与荷载呈线形变化，卸载后结构的残余变形很小，结构基本采用位移上处于弹性变形阶段；达到屈服荷载后，

2Δ为变量的循环过程中，控制加载，在以1Δ、构件所承受的荷载值不断提高，但是曲线斜率随着

位移的增大而减小，且减小的速度逐渐加快．比较框架每一级位移加载的三次同向加载曲线，可以看出后一次的曲线斜率比前一次的曲线斜率有所

说明框架的刚度在不断退化，结构出现了刚减小，

度与强度退化现象．经历反复荷载以后，加载曲线

E两点；图2上出现了拐点，如图2（a）中的K、（b）中的K2、E2两点．由于混凝土和钢筋之间的

滑移，造成了捏拢现象，而且捏拢现象逐次增大．卸载曲线：刚开始卸载时曲线陡峭，恢复变形

恢复变形逐渐加很小．荷载减小后曲线趋向平缓，

快，即所谓的恢复变形滞后现象．比较框架每一级

位移卸载的三次同向卸载曲线，可以看出后一次的曲线斜率比前一次的曲线斜率有所减小，表明卸载刚度的退化．全部卸载后，构件留有残余变

D两点；图2（b）中的J2、D2如图2（a）中的J、形，

两点．残余变形随反复加卸载次数的增多不断累积增大．

总体上看，加固试件的滞回曲线比较饱满，其

结构具有良好的耗能能丰满程度优于对比试件，

力，抗震性能良好．

对比图2两个滞回曲线发现加固构件在以3Δ为变量进行第三次循环加载时，承载力明显下降，主要原因为在试验过程中方钢管柱顶部梁发生严重破损，以至于不能再分担水平力，即MTS的水平推力直接作用在钢筋混凝土框架部分，只有很小甚至没有力传至方钢管柱，导致框架部分破坏，丧失承载力，变形增大．

骨架曲线是荷载－位移滞回曲线每次循环达到峰点的轨迹，即滞回曲线的包络线，在任意时刻

卸载过程中，峰值点均不能越出骨架曲线，的加、

［6－10］

．只能在到达骨架曲线以后沿骨架曲线前进通过试验所得的滞回曲线所对应的骨架曲线如图

3所示．

第27卷张绍武等：框架结构整体抗震加固试验

n－1

1125

kn－1（δu－δu－1）］/k0δ=1－∑ki（δi+1－δi）/k0δ．（1）

i=0

式中：ki是图4中第i点与第i+1点之间连线的斜率，即ki=（Pi+1－Pi）/（δi+1－δi）．如果以结构基底剪力作为外力，以结构顶点位移作为变形，则图4中的曲线即可以用图3的o-骨架曲线来表示，也可以通过推覆（push-ver）［15－16］分析获得．因此式（1）即为计算结构在骨架曲线或推覆分析下的损伤指数公式

［16－18］

．在

此采用前面骨架曲线部分的数据进行处理，计算结果如图5所示．

图3Fig.3

试件骨架曲线

Specimenskeletoncurves

通过图3可以表明加固试件经历了弹性阶段、弹塑性阶段和破坏阶段，其承载力明显高于对比试件，骨架曲线的平行段较长，表现了较强的耗能能力，提高了框架结构的抗震承载力，达到很好．的加固效果

3.3试件损伤值

损伤是造成结构或构件使用功能破坏甚至倒

［13］

用以衡量结构的破坏程度，破塌的主要因素，

坏指数D是一个重要的指标，它的变化是从0到

1．当破坏指数D为0时，认为结构完好；当D为1时，认为结构完全破坏．在这里笔者使用文献［14］中给出的结构多线性力－变形曲线下的损伤变量公式，曲线如图4所示．

图5

Fig.5

试件损伤计算结果

Specimensdamageofcomputationalresults

［11－12］

表5为钢筋混凝土结构三水准抗震设防设计

［17－18］

，地震损伤性能目标通过表5可以看出试验即加固后框架结构的效果基本满足大震的范围，

满足设防烈度由7°提高到7.5°的钢筋混凝土结构抗震设防设计地震损伤性能目标．

表5

钢筋混凝土结构三水准抗震设防设计地震损伤性能目标Table5

Performancetargetsforseismicdamageofre-inforcedconcretestructurewiththreelevelaseismicdesigns

地震设防水准

破坏程度基本完好轻微破坏中等破坏

大震

严重破坏倒塌

损伤指标0～0．100．10～0．300．30～0．650．65～0．850．85～1．00

图4

Fig.4

多线性力－变形曲线示意图

小震中震

Diagramofmulti-linearrelationshipbetweenforceanddeformation

由图中曲线可以得到

Dn=［k0δ－k0δ1－k1（δ2－δ1）－…－

1126沈阳建筑大学学报（自然科学版）第27卷

4结论

（1）试件滞回曲线表明，当达到极限荷载后，还能承受数次往复作用，特别是增设剪切型抗侧力单元的加固试件，其骨架曲线的平行段较长，表

充分体现了方钢管混凝土现了较强的耗能能力，

柱作为加固单元的优点．也说明当加固后构件的

抗侧刚度是原来刚度的2.1倍时，提高了框架结构的抗震能力，可以满足抗震设防烈度由7°提高到7.5°的抗震设防要求．

（2）通过损伤值计算，加固后框架结构满足设防烈度由7°提高到7.5°的钢筋混凝土结构抗震设防设计地震损伤性能目标．参考文献：

［1］Elhassan，RamiM．Hart，GaryC．Analysisandseis-micstrengtheningofconcretestructures［J］．Structur-alDesignofTallBuildings，1995，4（1）：71－90．［2］Dritsos，StephanosE．Seismicstrengtheningofcol-．Bulletinoftheumnsbyaddingnewconcrete［J］

NewZealandSocietyforEarthquakeEngineering，2007，40（2）：49－68．

［3］中华人民共和国建设部．GB50223－2008建筑工

S］．北京：中国建筑工业出程抗震设防分类标准［

2008．版社，

（MinistryofConstructionofthePeople'sRepublicofChina．GB50223-2008Standardforclassification

．ofseismicprotectionofbuildingconstructions［S］

Beijing：ChinaArchitecture＆BuildingPress，2008．）

［4］中华人民共和国建设部．GB50011－2008建筑抗

．北京：中国建筑工业出版社，震设计规范［S］

2008．

（MinistryofConstructionofthePeople'sRepublicofChina．GB50011-2008Codeforseismicdesignof

S］．Beijing：ChinaArchitecture＆Buildingbuildings［

Press，2008．）

［5］中华人民共和国建设部．JGJ101－96建筑抗震试

．北京：中国建筑工业出版社，验方法规程［S］

1997．

（MinistryofConstructionofthePeople'sRepublicofChina．JGJ101-96Specificatingoftestingmethods

forearthquakeresistantbuilding［S］．Beijing：ChinaArchitecture＆BuildingPress，1997．）

ShahSP．Reinforcedconcretehysteresis［6］WangML，

modelbasedonthedamageconcept［J］．EarthquakeEngineeringandStructuralDynamics，1987，15（8）：993－1003．

［7］孟俊义．钢筋混凝土框架滞回曲线的计算模型

［J］．建筑科学，1991（3）：28－33．

（MengJunyi．Analyticalmodelingsofhystereticbe-haviorofR/Cframes［J］．BuildingScience，1991（3）：28－33．）

［8］韩林海．钢管混凝土结构－理论与实践［M］．北

2007．京：科学出版社，

（HanLinhai．Concretefilledsteeltubularstructures-theoryandpractice［M］．Beijing：SciencePress，2007．）

HanLinhai，ZhaoXiaoling．Behaviorsof［9］TaoZhong，

concretefilledsquaresteeltubessubjectedtoaxialcompression［C］//Procedureofthe5thInternational

Shenyang：ConferenceonStructuralYoungExperts，

［s．n．］，1998．

［10］KenjiSakino，HiroyukiNakahara，ShosukeMorino．

Behaviorofcentrallyloadedconcretefilledsteeltubeshortcolumns［J］．JournalofStructuralEngineering，2004，130（2）：180－188．

［11］PeterHEmmons，AlexanderMVaysburd，JayThom-as．Reinforcedconcretestructures［J］．ConcreteInter-national，1998，20（3）：53－60．［12］StaffordSmithB，CoullA．Tallbuildingstructures：

analysisanddesign［M］．NewYork：Wiley，1991．

［13］CosezaE，ManfrediG，RamascoR．Theuseofdam-agefunctionalsinearthquakeengineering：Acompa-J］．EarthquakeEn-risionbetweendifferentmethods［

1993，22：855－gineeringandStructuralDynamics，

868．

［14］吴波，李慧，李玉华．结构损伤分析的力学方法

［J］．地震工程与工程振动，1997，17（1）：15－23．（WuBo，LiHui，LiYuhua．Themechanicmethod

J］．EarthquakeEn-fordamageanalysisofstructures［

gineeringandEngineeringVibration，1997，17（1）：15－23．）

15］PaulayT．Displacement-baseddesignapproachto［

earthquakeinducedtorsioninductilebuildings［J］．Engineeringstructures，1997，19（9）：699－707．

［16］HelmutKrawinkler．Prosandconsofapush-overa-．Engi-nalysisofseismicperformanceevaluation［J］

neeringStructures，1998，20：452－464．

［17］朱洁江，吕西林．钢筋混凝土框架－剪力墙结构推

．地震工程与工程振动，2003，23（4）：覆分析［J］

56－63．

（ZhuJiejiang，LvXilin．Reinforcedconcreteframe-shearwallstructurenappeanalysis［J］．EarthquakeEngineeringandEngineeringVibration，2003，23（4）：56－63．）

［18］欧进萍，何政，吴斌，等．钢筋混凝土结构基于地震

J］．地震工程与工程振动，1999，损伤性能的设计［

19（1）：21－30．（OuJinping，HeZheng，WuBin，etal．Seismicdam-ageperformance-baseddesignofreinforcedconcretestructures［J］．EarthquakeEngineeringandEngineer-ingVibration，1999，19（1）：21－30．）19］李宏男，［何浩翔．利用能力谱法对结构地震损伤评

J］．大连理工大学学报，2004，44（2）：估简化方法［

267－270．

（LiHongnan，HeHaoxiang．Asimplifiedapproachforseismicdamageassessmentbasedoncapacityspectrummethod［J］．JournalofDalianUniversityofTechnology，2004，44（2）：267－270．）