0 概述

　　 地震给人类社会造成了巨大损失。地震后如何在短时间内对建筑结构进行修复成为建筑抗震可恢复性领域的重要研究方向之一 ^[1]。地震发生后，基础建筑设施的快速恢复能够解决灾区人民的短期生活难题 ^[2]。此外，很多框架结构在主震后处于“可修复”状态，合理的快速修复能避免其在余震中倒塌，不仅可以缩短灾区的重建周期，也能避免人力、财力及环境等资源浪费。因此，震后建筑快速修复研究具有重要的研究价值和工程意义。

　　 目前，纤维聚合物(FRP)加固技术的研究是国外在震损钢筋混凝土结构修复领域的主要研究方向 ^[3,4,5]。国内学者对增大截面法、粘贴碳纤维加固法、外包钢法、注胶加固等技术用于震损混凝土结构修复开展了一系列研究 ^[6,7,8,9,10]。尽管研究取得了可喜的成果，但仍然存在一定的技术限制，如加大截面加固法存在现场湿作业多和养护期长等缺点；粘贴纤维复合材料法对使用环境的温度有限制，且需作专门的防护处理；外包钢法施工工艺复杂；混凝土裂缝修补技术则需要专门的灌浆设备及施工技术人员。可见，大部分研究都是从灾后重建角度出发考虑建筑的加固修复，没有考虑应急修复的时间性因素和施工环境因素，不满足施工简单、便捷高效的震后紧急修复的技术要求。

　　 钢丝网复合灌浆料(steel wire mesh composite grouting material, SGM)是以钢丝网为增强材料，高性能灌浆料为基相组成的薄层加固材料，不仅具有耐火耐久性好，截面尺寸增加不大，便于施工等优点，并且与混凝土黏结性好，两者具有良好的工作协调性。已有研究表明，水泥基灌浆料加固法能够有效地改善试件的抗震性能 ^[11,12]。本文分别对钢丝网复合超早强灌浆料及钢丝网复合环氧灌浆料快速加固修复震损框架结构进行了拟静力试验，通过对比分析，验证了钢丝网复合灌浆料加固法用于震损框架修复加固的可行性，为快速可恢复性震损框架提供了新思路。

　　 图1 试件几何尺寸及配筋 

1 试验设计

1.1 试件设计

　　 试件设计参考《建筑抗震设计规范》(GB 50011—2010) ^[13](简称抗震规范)的要求。按照1/3的缩尺比例，采用强度等级为C25的混凝土(实验室实测抗压强度为25MPa)设计并制作了7榀框架。试件尺寸及配筋情况见图1,柱纵向受力钢筋采用416,配筋率为2%,箍筋采用ϕ8@200,柱端部上下500mm加密；梁纵筋采用412钢筋，配筋率为1.16%,箍筋采用ϕ8@100,梁端部左右500mm加密，梁、柱保护层厚度为30mm, 底座设计高度为350mm, 底座保护层厚度为20mm。柱的设计轴压比为0.30,实际轴压力为300kN。

1.2 加固形式及方法

　　 本试验首先对试件进行拟静力预损试验，待试件达到极限承载力后停止试验，对试件进行加固处理。加固处理方案的设计参考《混凝土结构加固设计规范》(GB 50367—2013) ^[14]的要求，试件的加固处理参数设计见表1。考虑实际加固中楼板对加固处理施工的影响，梁段加固结合实际情况采用包裹梁侧及梁底的U形加固形式，对梁端400mm范围进行加固；柱段的加固采用四面加固形式，对柱上端、下端300mm范围进行加固；节点处钢丝网分别向梁段和柱段延伸100mm, 并与梁、柱段钢丝网搭接牢靠。已有研究表明 ^[15,16],地震中以“强梁弱柱”为特征的破坏形式大量出现于震损框架结构，这与我国抗震设计要求是相违背的。因此为使柱端加固部分牢靠，在柱加固区每隔100mm设置一道直径2mm的铁丝环箍。具体加固形式见图2。

　　 试件加固处理设计参数 表1

　　 图2 加固形式及钢丝网尺寸 

　　 加固框架结构的工序主要包括：1)表面处理，用钢丝刷剔除加固部位混凝土表面疏松的部分；2)涂刷界面剂，加固部位采用界面剂处理代替传统凿毛处理，超早强灌浆料界面剂由某公司提供(界面剂配比为A液∶B组分=1∶4),环氧灌浆料界面剂为环氧树脂胶；3)绑扎钢丝网，将钢丝网绑扎在相应加固部位，柱端加固区设置铁丝环箍；4)支模及浇筑，在加固位置支模，灌注20mm厚灌浆料。

1.3 材料性能

　　 超早强灌浆料采用某公司提供的HPG-T超早强型水泥基灌浆料，超早强灌浆料配合比(重量比)为灌浆料∶水=1∶0.13;环氧灌浆料采用某公司提供的JN-BG环氧树脂灌浆料，环氧灌浆料配合比(重量比)为A组分∶B组分∶C组分=2∶1∶10.5;本试验选取的钢丝网为镀锌点焊钢丝网，钢丝网直径为1mm, 网格间距为10mm×10mm。各材料性能结果见表2。

　　 试件材料信息 表2

1.4 加载方式及测试内容

　　 在加固处理自然养护24h后，对试件进行拟静力试验。试验采用三通道加载装置进行加载，用钢帽连接件将试件柱端和L形钢梁连接，以保证不会出现顶端滑移现象，详见图3。

　　 图3 加载装置示意图 

　　 试验参考《建筑抗震试验规程》(JGJ/T 101—2015) ^[17]采用荷载-位移混合控制的加载方法。以框架顶部层间位移角达到L/550为依据，达到限值前采用荷载控制，随后采用位移控制，每级均循环两次。位移控制阶段的位移增量采用屈服位移的整数倍，当框架顶部层间位移角超过L/30,或者某级承载力低于结构极限承载力的85%时，认为试件已破坏，停止试验。

　　 试验测量的主要内容有：1)框架顶部水平位移、中部水平位移及底部水平位移；2)试件裂缝的发展形式；3)底板的翘起位移。位移计LVDT3放置在试件梁柱节点处中心来测量框架顶部水平位移值；位移计LVDT2放置在试件柱的中部来测量框架中部水平位移值；位移计LVDT1,LVDT4,LVDT5依次放置在底板边缘及两侧来测量试件的底部水平位移值和底板的翘起，详见图4。

　　 图4 位移计布置 

2 试验过程及现象

2.1 对比框架

　　 当加载荷载P为40kN时，梁柱交界处出现贯通裂缝，柱脚内侧出现裂缝，此时位移为3.4mm(L/410>L/550),试件K进入弹塑性阶段，改为位移控制加载；当加载位移Δ为17.0mm时，梁顶面及侧面出现多条裂缝，梁柱节点处贯通裂缝宽度明显增大；当加载位移Δ为23.8mm时，柱脚下端水平裂缝增多，保护层脱落，承载力低于极限承载力的85%,停止试验，最终破坏形态见图5(a)。

2.2 超早强灌浆料加固试件

　　 当加载荷载P为20kN时，梁顶面加固区及非加固区均出现多条延伸至侧面的贯通裂缝；柱脚加固区出现裂缝，位移为4.4mm(L/318>L/550),试件Z进入弹塑性阶段，改为位移控制加载；当加载位移Δ为30.8mm(L/45>L/50)时，梁柱节点处原有斜裂缝持续开裂，层间位移角大于规范限值。当加载位移Δ为48.4mm(L/29>L/30)时，节点区裂缝向下发展至柱上端加固区，两侧柱底部加固层脱落，原结构柱脚被压坏，混凝土剥落，最终破坏形态见图5(b)。

2.3 超早强灌浆料+1层钢丝网试件

　　 当加载荷载P为40kN时，梁柱节点处加固区形成贯通裂缝；左侧柱下端加固区出现45°贯通裂缝，位移为8.0mm(L/175>L/550),试件GZ-1进入弹塑性阶段，改为位移控制加载。当加载位移Δ为32.0mm(L/44>L/50)时，节点处钢丝网被拉断，柱段未加固区出现多处斜裂缝，层间位移角大于规范限值；当加载位移Δ为48.0mm(L/29> L/30)时，柱脚处底板开裂，沿角部45°向外扩展；当加载位移Δ为64.0mm时，承载力未出现明显下降，最终破坏形态见图5(c)。

　　 图5 试件最终破坏情况 

2.4 超早强灌浆料+2层钢丝网试件

　　 当加载荷载P为20kN时，梁柱节点处出现竖向裂缝并发展；梁段加固区顶面出现两条贯通裂缝并延伸至侧面；当加载荷载P为40kN时，左侧柱下端加固区外侧，出现向下发展的竖向裂缝，位移为5.9mm(L/238>L/550),试件GZ-2进入弹塑性阶段，改为位移控制加载。当加载位移Δ为29.5mm(L/48>L/50)时，节点处钢丝网被拉断，柱下端加固区与未加固区交接处出现环向裂缝，层间位移角大于规范限值；当加载位移Δ为47.2mm时，柱脚底板出现45°斜裂缝并迅速发展；当加载位移Δ为53.1mm(L/26>L/30)时，梁段加固区脱落，加固部分原结构无新的裂缝产生；当加载位移Δ为64.9mm时，加固层下原有裂缝持续开裂，最终破坏形态见图5(d)。

2.5 环氧灌浆料试件

　　 当加载荷载P为40kN时，结构无裂缝产生，位移为7.1mm(L/198>L/550),试件H进入弹塑性阶段，改为位移控制加载；当加载位移Δ为21.3mm时，结构出现两声较大的响声，节点处出现斜裂缝并迅速扩展、梁段加固区顶面出现多条贯通裂缝；当加载位移Δ为28.4mm(L/49>L/50)时，梁段未加固区出现多条贯通裂缝并延伸至侧面，柱段未加固区出现多条向下发展的斜裂缝，层间位移角大于规范中的限值；当加载位移Δ为49.7mm(L/28>L/30)时，无新的裂缝发展，但仍未失去承载力且为进入下降段；最终破坏形态见图5(e)。

2.6 环氧灌浆料+1层钢丝网试件

　　 当加载荷载P为40kN时，梁柱节点处出现斜裂缝，位移为7.1mm(L/198>L/550),试件GH-1进入弹塑性阶段，改为位移控制加载；当加载位移Δ为28.4mm(L/49>L/50)时，右侧柱脚加固区与非加固区交界处外侧出现贯通裂缝，层间位移角大于规范限值；当加载位移Δ为49.8mm(L/28>L/30)时，无新的裂缝出现，最终破坏形态见图5(f)。

2.7 环氧灌浆料+2层钢丝网试件

　　 当加载荷载P为40kN时，梁段未加固区原有裂缝开裂并缓慢开展，位移为6.0mm(L/233>L/550),试件GH-2进入弹塑性阶段，改为位移控制加载；当加载位移Δ为30.0mm(L/49>L/50)时，左侧柱未加固区原有裂缝开裂并继续发展，此时层间位移角大于规范限值，节点处钢丝网被拉断；当加载位移Δ为48.0mm(L/29>L/30)时，负向尚未出现峰值；当加载位移Δ为60.0mm时，承载力未出现明显下降，最终破坏形态见图5(g)。

　　 综上所述，试件Z的破坏模式为柱脚处加固层脱落，柱脚原结构混凝土压溃，导致结构破坏；除试件Z外，其他加固试件表现的破坏模式均为柱脚处底板开裂，框架顶部位移超过规范限值，但梁柱构件本身没有大的破坏，这与选取的加固形式有关。此外，采用超早强灌浆料加固的试件均出现梁段加固区脱落的现象，柱底部加固区出现裂缝甚至剥落；采用环氧灌浆料加固的试件均未出现该种情况，可见采用环氧灌浆料加固方法比采用超早强灌浆料加固方法具有更强的安全性。采用环氧灌浆料加固形式，柱段加固区均未出现裂缝，裂缝发展于未加固柱段，说明该加固方法能够有效转移薄弱位置，充分发挥柱的抗震性能；未加钢丝网的试件Z、试件H在节点裂缝发展时均表现出一定的脆性，说明加入钢丝网能有效地控制裂缝的发展。

　　 图6 各个试件滞回曲线 

3 试验结果分析

3.1 滞回曲线

　　 7个试件滞回曲线见图6,对比可知：1)试验初期，各个试件基本保持线弹性，滞回曲线轮廓狭长，滞回环面积不大；随着加载荷载增大，多处裂缝出现并发展，结构刚度下降，残余变形明显，加载后期滞回曲线的形状呈反S形，滞回环面积增加。2)加载初期，未加钢丝网的试件的滞回曲线出现较大的回落，说明钢丝网能有效防止脆性破坏，控制裂缝的发展。3)各个试件在框架顶部层间位移角超过1/30时，仍能保持较高的承载力，主要是开裂初期梁柱节点出现竖向裂缝，使得梁柱在地震作用下有一定的协调变形能力，梁端及柱脚处未发生大的挤压破坏。4)与未加固试件(试件K)对比可知，各个加固试件的滞回曲线到达峰值承载力后，并未出现较大的下降，试件显示出良好的延性，这是由于试件柱脚加固后未出现挤压破坏，柱脚钢筋参与耗能，使得试件能在较大的侧移范围内保持相对高的承载力，具有良好的抗震性能。

3.2 骨架曲线

　　 各个试件的骨架曲线如图7所示，通过对比骨架曲线可以得出：1)加固后试件骨架曲线的初始斜率比原框架结构(试件K)小，说明加固后的试件刚度均比原框架结构(试件K)小，这主要是由于该加固方法下梁端加固相对较弱，在地震中梁端首先形成竖向裂缝，防止框架柱被挤压破坏。2)钢丝网能够明显提高超早强灌浆料的加固效果，主要是由于钢丝网与超早强灌浆料组合能够提高其抗拉强度，增强灌浆料与原框架结构的整体工作性能好，但钢丝网层数对承载力影响不大。3)环氧灌浆料对承载力的提高明显高于超早强灌浆料，钢丝网对环氧灌浆料加固形式的承载力提高不明显。主要是由于环氧灌浆料具有更强的粘结力和更高的抗拉强度，与原框架结构共同工作性能好。

　　 图7 各个试件骨架曲线 

3.3 位移延性系数

　　 混凝土是一种非匀质材料，在拟静力试验中，正负两方向的力学性能不可能表现的完全一致，故采用正负向平均值通过式(1)来计算各试件的位移延性系数 ^[18]。

　　 μ=|+Δu|+|−Δu||+Δy|+|−Δy|         (1)μ=|+Δu|+|-Δu||+Δy|+|-Δy|         (1)

　　 式中：μ为位移延性系数；Δ_u为试件加载过程的极限位移；Δ_y为试件加载过程的屈服位移；“+” 表示正向加载；“-”表示负向加载，余同。

　　 各试件主要特征点的试验结果见表3,其中P_y和Δ_y分别为通过滞回曲线观察到的近似屈服荷载和其对应的位移；P_p和Δ_p分别为当各试件达到极限承载力时的峰值荷载和其对应的位移；P_u和Δ_u分别为试件达到试验破坏标准时的破坏荷载和其对应的位移值；P_e和Δ_e分别为试件继续加载的极限荷载和其对应的位移值。

　　 由表3可知，两种加固形式均能显著提高结构的延性。其中，对于超早强灌浆料加固形式，钢丝网可以对加固层形成约束，从而明显提高加固试件的延性，试件GZ-1,GZ-2的位移延性系数较试件K分别提高36.7%,49.9%;GZ-2的位移延性系数较试件GZ-1提升不大，说明钢丝网层数影响不大。对于环氧灌浆料加固形式，试件GH-2,GH-1和试件H的位移延性系数相差不大，可见钢丝网在该加固形式中亦能发挥作用但不如在超早强灌浆料加固形式中明显，并且考虑到钢丝网施工复杂及应急响应阶段快速修复的时间性，对于采用环氧灌浆料加固处理的建筑也可以考虑采用无钢丝网加固形式。

3.4 刚度退化

　　 本文参照《建筑抗震试验规程》(JGJ/T 101—2015) ^[17],采用割线刚度K作为分析试件的刚度退化的指标。通过计算得到各试件的刚度退化曲线如图8所示，通过对比可得：1)加载前期，试件有较多的裂缝出现及发展，导致刚度下降较快，因而加载前期各个试件曲线斜率较大；加载后期各个试件曲线趋于平缓，是由于结构塑性变形的不断发展，刚度下降较为缓慢。2)钢丝网的加入能够有效地提高超早强灌浆料加固试件的初始刚度，但钢丝网层数影响不大。3)单层钢丝网对环氧灌浆料加固试件的初始刚度的提升不如双层钢丝网明显，主要是由于环氧灌浆料对混凝土具有较强的粘结性，钢丝网作用不明显。

　　 试件各阶段位移延性系数 表3

　　 图8 各个试件刚度退化曲线 

3.5 耗能分析

　　 结构的耗能能力是评判结构抗震性能优劣的重要依据，本文依据规范要求采用等效粘滞阻尼系数ξ_eq来评判试件的耗能能力，如图9所示，通过式(2)计算，各个试件最大面积滞回环对应的等效黏滞阻尼系数见表4。

　　 ξeq=12π⋅S(⌢ABC+⌢CDA)S(ΔOBE+ΔODF)         (2)ξeq=12π⋅S(⌒ABC+⌒CDA)S(ΔΟBE+ΔΟDF)         (2)

　　 式中：S(⌢ABC+⌢CDA)S(⌒ABC+⌒CDA)为滞回曲线包络的阴影面积；S_{(ΔOBE+ΔODF)}为虚线与坐标轴围成的三角形面积。

　　 图9 等效黏滞阻尼系数计算示意图 

　　 滞回环面积及等效黏滞阻尼系数 表4

　　 各个加固试件的滞回曲线均存在不同程度的捏缩现象。该现象是由构件刚度退化导致的，与裂缝的开展宽度、纵筋的伸长应变、残余变形的累积量及钢筋与混凝土的粘结滑移等有关。通过耗能系数的对比可知，除了试件Z,其余试件黏滞阻尼系数均高于对比试件K,说明采用快速可恢复性加固方法能够使结构快速恢复甚至超过原有结构的抗震水平。

4 结论

　　 (1)加固后的试件均能在保持较高承载力的情况下发生较大的层间位移，加固后的试件在试验中表出良好的抗震性能，符合抗震规范中“大震不倒”的抗震标准。并且超早强灌浆料和环氧灌浆料后期力学性能仍有较大的提升，因此该加固方法具有很大的安全储备，这说明了该加固方法加固框架结构的可靠性。

　　 (2)钢丝网能够有效限制裂缝的发展，防止脆性破坏。并且钢丝网对超早强灌浆料加固方法的延性及承载力具有较大的提升，这是由于钢丝网能够对核心混凝土及灌浆料形成有效约束，增强加固层与原结构的整体工作性；但对环氧灌浆料加固方法的提升效果不大。

　　 (3)与传统加固形式相比，该加固形式具有施工简单，操作方便，性能提升快等优势。无需进行凿毛处理粘接面，就能保证加固后各材料性能的发挥，从而减少工时，降低环境污染。此外，对施工人员专业性要求低，充分考虑了震后紧急修复的时间性因素和施工环境因素，对震后建筑快速修复技术发展具有重要理论意义。

　　 (4)环氧灌浆料的加固效果明显优于超早强灌浆料，且由于环氧灌浆料具有良好的韧性和粘结性，钢丝网在环氧灌浆料加固中发挥作用不明显。综合各项性能指标及施工方法，采用环氧灌浆料不加钢丝网加固形式具有工序简单、快速高效的优点，具有推广意义。