0 引言

　　 在既有钢结构加固方面，现行方法主要有减轻上部荷载、增加传力途径、加大原构件截面尺寸等 ^[1]。上述加固方法施工复杂，会导致使用功能改变、使用空间减小，且焊接作业会产生残余应力。PEC(partially encased concrete )加固方法是在H型钢截面翼缘间焊接少量横向系杆并浇筑混凝土，使型钢、混凝土形成整体并协同工作，与纯钢构件相比，腹板失稳被抑制，翼缘失稳模态改变，截面形式如图1所示。

　　 现阶段，鉴于我国经济的不断发展，很多企业都在扩能改建，采用PEC方法进行构件加固处理后，不仅可显著提高构件承载力，基本不占用原结构使用空间，而且可以有效减少原构件在火灾情况下的受火面积，构件抗火性能也可以得到一定程度提升。目前国内外学者对PEC柱静力和抗震性能研究取得了一定的成果。Chicoine等 ^[2]以截面尺寸与横向系杆间距为变量，对PEC短柱受力性能进行了试验研究，结果表明：当横向系杆间距为截面宽度的50%时，在达到极限荷载前，柱翼缘未出现屈曲现象，可有效发挥材料的性能。文献[3,4]对配置横向系杆且宽厚比较小的PEC柱进行了不同轴压比下的低周往复荷载试验，结果表明：在配置横向系杆的PEC柱上，额外增加纵筋会略微提高试件的承载力，但增幅不明显。方有珍等 ^[5]以混凝土强度等级和拉结筋间距为变量，对3个PEC柱足尺试件进行了恒定轴压下的滞回性能试验，结果表明：试验试件具有较好的变形能力和耗散地震能的双重功效。马吉等 ^[6]完成了3个PEC柱-削弱梁、短钢板对穿螺栓连接组合件的模型试验，结果表明：节点域部位设置预拉对穿螺栓，在低周往复加载试验过程中可以使试件具有良好的自复位效果，试件仍表现出较好的转动与耗能能力，节点最终破坏特征为钢梁削弱截面屈服破坏。基于钢结构现有加固方法的不足及PEC柱静力和抗震性能研究现状，笔者结合课题组已有研究成果 ^[7,8,9],提出采用PEC方式对既有钢框架柱进行加固，完成了1个PEC柱-型钢梁中柱节点及1个钢框架中柱节点对比试件的低周往复加载试验，研究了采用PEC方法加固对框架中柱抗震性能的影响，旨在为既有钢框架柱采用PEC方法加固改造计算方法的建立提供技术依据。

　　 图1 PEC加固截面形式

　　  

1 试验概况

1.1 试件设计

　　 以水平地震作用下钢框架中柱节点为原型，按1∶2比例制作缩尺模型。梁、柱选用Q235B热轧H型钢。试件JD1为纯钢试件，端板与型钢梁采用对接焊缝连接，端板与柱采用10.9级M20摩擦型高强螺栓连接。试件JD2在柱腹板两侧焊接ϕ8@50/100连接系杆，并浇筑混凝土，梁柱连接方法与试件JD1相同。试件尺寸如图2所示，基本参数见表1。梁、柱翼缘与腹板及端板各取3个材性试样，钢材材性实测指标见表2。混凝土预留3个标准试块，标准立方体抗压强度实测值为37.8N/mm²。

　　 图2 试件尺寸  

　　  

　　 试件基本参数 表1

试件 编号	柱截面尺寸 /mm	梁截面尺寸 /mm	端板 厚度 /mm	柱内 是否填充 混凝土	柱轴 压比
JD1	200×200×8×12	HN200×100×5.5×8	18	否	0.35
JD2	200×200×8×12	HN200×100×5.5×8	18	是	0.35

 

　　  

　　 钢材材性实测指标 表2

钢板厚度 /mm	屈服强度 /(N/mm2)	抗拉强度 /(N/mm2)	弹性模量 /(×105N/mm2)	屈服应变 /(×10-6)	伸长率 /%
5.5	311	448	2.0	1 555	36.0
8	291	419	1.8	1 617	33.0
12	306	437	2.2	1 391	34.0
18	275	457	2.0	1 375	27.0

 

　　  

1.2 加载方案及测点布置

　　 图3 试验加载装置  

　　  

　　 试验加载装置如图3所示。首先采用液压千斤顶在柱顶施加竖向荷载至设计值，并保持恒定，然后再采用电液伺服作动器在柱顶施加水平往复荷载模拟地震作用，规定推向加载为正，拉向为负。弹性阶段采用荷载控制，每级荷载循环1次；当梁翼缘出现屈服后以屈服位移的0.25倍作为级差进行控制加载，每级循环3次。达到下列条件之一结束试验：1)节点核心区混凝土破坏严重或梁翼缘腹板出现严重屈曲；2)试件整体侧移较大；3)试件承载力下降到峰值荷载的85%以下。

　　 图4 测试仪表与应变片布置 

　　  

　　 测试仪表和应变片布置如图4所示。图4中位移计1,2测量柱顶位移，百分表1,2布置于梁柱之间，测试整个节点区域转动变形。

2 试验现象分析

2.1 试验过程及破坏特征

　　 图5 试件破坏形态 

　　  

　　 本次试验2个试件破坏形态表现为两种：试件JD1为节点区端板和柱翼缘向外鼓曲破坏；试件JD2为梁端弯曲破坏，节点基本完好。各试件试验现象描述如下：1)试件JD1(钢框架)柱顶位移加载至3.0Δ_y时，梁翼缘根部表面浮锈开始起皮、脱落，加载至5.75Δ_y时，节点区端板和柱翼缘变形明显，向外鼓曲成括号状，如图5(a)所示；加载至6.0Δ_y时，试件整体侧移较大，如图5(b)所示，承载力下降到峰值荷载的91.1%,试验结束。2)试件JD2柱顶位移加载至1.75Δ_y时，节点核心区域混凝土出现交叉裂缝，如图5(c)所示；加载至2.25Δ_y时，梁上翼缘出现屈曲，加载至4.25Δ_y时，梁上下翼缘屈曲现象明显，且腹板鼓曲，加载至5.0Δ_y时，梁翼缘及腹板屈曲严重，如图5(d)所示，整个加载过程中节点区域混凝土裂缝宽度及长度变化不明显，承载力下降至峰值荷载的84.9%,试验结束。

2.2 试件破坏形态对比分析

　　 试件JD1发生节点区端板和柱翼缘鼓曲破坏，破坏形态表现为“弱柱强梁、弱节点强构件”。试件JD2表现为梁翼缘、腹板出现严重屈曲，节点区域除混凝土表面出现微小交叉裂缝外，整体基本完好，破坏形态表现为“强柱弱梁、强节点弱构件”。对比试件JD1及试件JD2破坏形态可知，采用PEC方法加固后，试件最终破坏形态可满足“强柱弱梁、强节点弱构件”的抗震设计基本要求。

3 试验结果及分析

3.1 试件滞回曲线及骨架曲线

　　 试件JD1,JD2的柱顶荷载-位移滞回曲线如图6所示，骨架曲线见图7。由图6可以看出：采用PEC方法加固前后，试件JD1及试件JD2的滞回曲线形态基本一致，总体都呈极为丰满的纺锤形，具有典型的钢结构框架节点受力特征，并具备很好的变形能力及耗能性能。加载初期，荷载与位移呈线性关系，卸载过程中残余变形很小，刚度退化不明显，能耗极小；随载荷增加，滞回曲线逐渐向位移轴倾斜，残余变形增加，刚度退化明显，滞回环包围面积随之增大，耗能显著增加。由图7可以看出：试件JD1和试件JD2达到峰值荷载后均有较长的水平屈服平台，变形性能良好；对比图7中试件JD1,JD2骨架曲线可知，采用PEC方法加固后，试件的初始刚度及承载力得到显著提高。

3.2 梁端弯矩M-转角θ曲线

　　 根据位移计1,2测得各阶段柱顶位移Δ,计算获得对应于不同阶段的层间位移角；以布置于梁柱之间的百分表1,2及梁端轮辐式拉压力传感器测得的数据，分析得到梁端节点塑性铰区弯矩M及梁柱的相对转角θ,试件受力示意图见图8。

　　 梁端塑性铰区弯矩M-转角θ滞回曲线如图9所示，试件JD1,JD2在屈服荷载、峰值荷载及破坏荷载时对应梁端塑性铰区弯矩和对应转角如表3所示。

　　 由图5可知，试件JD1为节点域端板和柱翼缘鼓曲引起的节点破坏，而试件JD2为梁翼缘、腹板出现屈曲导致的梁弯曲破坏；比较图9及表3可知：1)试件JD1、试件JD2在屈服时梁端转角值基本一致，表明在弹性阶段，采用PEC方法加固对试件的转动能力影响不大。2)随着载荷增加，试件JD1的转角增量大于试件JD2,原因为试件JD1在加载过程中梁端板和柱翼缘不断鼓曲造成节点区破坏，接近铰节点特性，梁对柱的约束逐渐减小。3)进入塑性阶段后，梁端屈服，塑性铰充分转动，试件JD2转角值得到了较大提升。4)采用PEC方法加固，对试件受弯承载力影响较小，但可提高梁端的塑性转动能力。

　　 图6 试件荷载P-位移Δ滞回曲线 

　　  

　　 图7 试件荷载P-位移Δ骨架曲线  

　　  

　　 图8 试件受力示意图  

　　  

　　 图9 梁端塑性铰区弯矩M-转角θ滞回曲线  

　　  

　　 梁端塑性铰区弯矩与转角 表3

试件编号	弯矩和转角	屈服荷载时	峰值荷载时	破坏荷载时
JD1	M/(kN·m)	38.8	73.6	71.2
	θ/rad	0.005 2	0.053 8	0.055 7
JD2	M/(kN·m)	48.8	79.6	58.2
	θ/rad	0.004 0	0.024 0	0.032 0

 

　　  

3.3 承载力及位移

　　 试件各特征点的承载力及对应位移列于表4,其中P_cr为开裂荷载，P_y为屈服荷载，P_m为峰值荷载，P_u为破坏荷载，破坏荷载取峰值荷载的85%,Δ_cr,Δ_y,Δ_m,Δ_u分别为对应于P_cr,P_y,P_m,P_u的位移值。由表4可知：采用PEC方法加固后，试件承载力得到显著提升，屈服荷载、峰值荷载分别提升约47.9%,31.1%。

　　 试件承载力及位移 表4

试件 编号	加载 方向	Pcr/kN	Δcr/mm	Py/kN	Δy/mm	Pm/kN	Δm/mm	Pu/kN	Δu/mm
JD1	正向	—	—	82.40	15.63	114.60	67.54	106.80	90.80
	反向	—	—	-82.20	-13.21	-111.00	-70.22	-98.80	-94.05
JD2	正向	101.01	9.82	122.2	15.20	151.80	57.32	126.20	75.39
	反向	-98.99	-11.42	-121.2	-17.64	-144.00	-58.83	-125.00	-70.12

 

　　 注：开裂荷载即节点核心区域混凝土出现裂缝时的试验荷载。

　　  

3.4 延性及耗能能力

　　 图10 等效黏滞阻尼系数计算简图 

　　  

　　 按照《建筑抗震试验方法规程》(JGJ 101—1996) ^[10]提供的公式对能量耗散系数E进行计算，并由E计算得到等效黏滞阻尼系数h_e,计算简图如图10所示。

　　 E=包络线面积S(EBF+EDF)三角形面积S(ABO+CDO)         (1)he=E2π         (2)E=包络线面积S(EBF+EDF)三角形面积S(ABΟ+CDΟ)         (1)he=E2π         (2)

　　 图11 应变曲线 

　　  

　　 本试验框架节点的位移延性系数μ、等效黏滞阻尼系数h_e分别如表5,6所示。由表5,6得到以下结论：1)试件JD2破坏时，层间位移角为1/28,远超多高层钢结构弹塑性层间位移角限值1/50 ^[11],说明采用PEC方法加固后，结构具有更好的抗倒塌能力。2)对比试件JD1、试件JD2试验结果可知，试件延性能力存在一定程度降低，降低约30.8%。一般认为框架节点的延性系数达到3.0以上即可满足抗震要求，可见采用PEC方法加固后，试件仍具有良好的延性。3)试件JD2在屈服荷载、峰值荷载和破坏荷载时对应的等效黏滞阻尼系数分别是试件JD1的87%,91%,98%,表明采用PEC方法加固对试件的耗能能力影响不大。

　　 层间位移角及延性系数 表5

试件 编号	加载 方向	屈服位移角 θy	峰值位移角 θm	破坏位移角 θu	位移延性 系数μ	平均值
JD1	正向	1/100	1/29	1/22	5.81	6.46
	负向	1/147	1/28	1/21	7.12
JD2	正向	1/128	1/34	1/26	4.96	4.47
	负向	1/111	1/34	1/28	3.98

 

　　  

　　 等效黏滞阻尼系数 表6

试件编号	hey	heu	hem
JD1	0.299	0.527	0.610
JD2	0.261	0.481	0.598

 

　　 注：h_ey,h_eu,h_em分别为屈服荷载、峰值荷载、破坏荷载时对应的等效黏滞阻尼系数。

　　  

3.5 节点域相关构件应变分析

　　 为研究既有钢框架中柱节点采用PEC方法加固前后不同部位的应变特点及受力机理，在柱腹板、梁翼缘及端板布置了应变片，试件JD1、试件JD2的应变片在各级循环加载过程中对应的应变值如表7所示，应变曲线如图11所示。

　　 (1)由图11(a)及表7可知，试件JD1在加载过程中，屈服始于节点核心区柱腹板，应变值为1 552×10^-6,随着加载位移的增加，柱腹板及端板应变测量值先后超出量程范围，表明柱腹板及端板均产生严重变形，不能有效传递弯矩，梁翼缘应变测量值增量趋于平缓。

　　 各级循环加载过程中对应的应变值ε/(×10^-6)表7

试件		1.0Δy	1.5Δy	2.0Δy	2.5Δy	3.0Δy	3.5Δy	4.0Δy	4.5Δy	5.0Δy
JD1	梁翼缘	728	1 680	3 560	6 582	10 123	13 333	14 504	15 324	15 614
	柱腹板	1 552	3 195	8 240	10 151	12 278	—
	端板	848	1 538	2 810	4 791	6 490	7 863	8 973	—
JD2	梁翼缘	1 479	3 677	9 851	—
	柱腹板	1 056	1 856	5 236	7 517	7 341	6 785	6 381	5 909	5 489
	端板	1 012	3 126	4 435	5 310	6 202	6 892	6 949	6 867	6 757

 

　　 注：“—”表示该处应变片测量值超出量程。

　　  

　　 (2)由图11(b)及表7可知，试件JD2采用PEC方法对柱进行加固后，节点核心区剪力由柱腹板及混凝土共同承担，减小了柱腹板承担的剪力，试件屈服始于梁翼缘，应变值为1 479×10^-6。随着位移的增加，梁端逐渐形成塑性铰区，减小了对节点核心区的约束，试件趋于机动体系，腹板及端板应变值呈下降趋势。

　　 (3)由图11(c)及表7可知，试件JD2在核心区混凝土开裂之前，柱腹板处应变较小，随荷载不断增加，柱腹板应变逐渐增大，在构件屈服时，试件JD2柱腹板应变值为1 056×10^-6,较试件JD1屈服时柱腹板应变值1 479×10^-6相比明显减小，可见节点域混凝土通过斜压带传力模式分担了部分剪力。当达到破坏荷载时，相比于钢框架结构而言，采用PEC方法加固后，柱腹板整体屈服并达到强化阶段，梁端逐渐形成塑性铰区，应变曲线平缓下降，说明柱腹板和混凝土的存在，使节点在加载后期仍旧表现出良好的抗剪和变形能力。

4 结论

　　 (1)采用PEC方法加固后，框架中柱节点滞回曲线呈纺锤形，具有钢框架中柱节点的力学特性；试件的初始刚度、承载力分别增加约40%,31.1%,且试件仍具有较好的延性性能。

　　 (2)PEC加固试件在屈服荷载、峰值荷载和破坏荷载时对应的等效黏滞阻尼系数是钢框架试件的87%,91%,98%,说明采用PEC方法加固对试件的耗能能力影响不大。

　　 (3)采用PEC方法加固后，对试件梁端受弯承载力影响较小，对试件塑性转动能力影响较大；试件JD2梁端塑性铰转角为0.032 0rad, 与钢筋混凝土框架相比，梁端具有很好的转动能力。

　　 (4)试件JD2在构件屈服时，节点域混凝土通过斜压带传力模式分担了部分剪力。当达到破坏荷载时，相比于钢框架结构而言，采用PEC方法加固后，柱腹板整体屈服并达到强化阶段，梁端逐渐形成塑性铰区，应变曲线平缓下降，说明柱腹板和混凝土的存在，使节点在加载后期仍旧表现出良好的抗剪和变形能力。

　　 (5)既有钢框架中柱节点采用PEC方法加固后的破坏形态由节点区连接端板和柱翼缘鼓曲破坏变为梁弯曲破坏，实现了“强柱弱梁、强节点弱构件”的抗震设计目标。