对于大规模的城镇化建设和崎岖的山区环境，双层高架桥能够充分提高空间和材料利用率。桥墩是桥梁抗侧力体系中的关键构件，文献[1-3]中以实际工程为背景, 对DVFP的抗震性能进行了研究。目前，学者们主要针对既有结构进行研究，关于DVFP震损加固后抗震性能的研究则相对较少；现行的桥梁加固设计规范及规程^[4-6]中针对框架式桥墩均没有详细的加固条款。因此，研究震损DVFP加固后的抗震性能可为制订双层及多层框架式桥墩的抗震加固技术条款和抗震鉴定标准提供理论支撑。

选择适用于DVFP的抗震加固方法，并评价其加固后的抗震性能具有重要工程意义。CFRP具有轻质高强、施工工序简单、耐腐蚀性强和维护费用低等优点，国内外学者^[7-11]对CFRP加固RC桥墩进行了试验研究和有限元分析，均表明CFRP加固桥墩可显著提高其耗能能力和延性，有效改善其抗震性能。外包型钢加固法作为一种有效的抗震加固方法, 在结构领域应用广泛^[12-16]，且在《混凝土结构加固设计规范》(GB 50367—2013)和《建筑抗震加固技术规程》(JGJ 116—2009)中对其也有详细说明；王新玲等^[17]以钢筋混凝土单层单跨框架为研究对象，采用CFRP与角钢对框架部分区域复合加固进行了抗震性能试验；卢亦焱等^[18]则开展了对钢筋混凝土整柱进行外包型钢与CFRP复合加固的抗震性能试验研究，研究均表明2种材料复合加固比单一材料加固可表现出更好的抗震性能。

本研究以DVFP为研究对象，首先对试件模拟不同程度地震形成的损伤，然后采用CFRP及EWSS复合加固震损试件，再对加固试件进行低周往复加载破坏试验。研究不同地震损伤程度下的DVFP经CFRP及EWSS复合加固后的抗震性能，探讨采用CFRP及EWSS复合加固震损DVFP方法的可行性和有效性。

依据规范^[19-20]以等配筋率原则按1/5.5缩尺设计并制作了4榀几何尺寸和配筋相同的DVFP试件。试件跨度为1.83 m，层高均为1.28 m，总高度为2.56 m；立柱截面尺寸为230 mm×230 mm，盖梁非加腋处截面尺寸为230 mm×180 mm，加腋部分高100 mm、长300 mm，试件尺寸及配筋如图 1所示。试件均采用商品混凝土同时浇筑并养护，钢材力学性能实测值见表 1。混凝土设计强度等级为C30，立方体抗压强度实测平均值为33.8 MPa，弹性模量为3.0×10⁴ MPa。碳纤维布及胶的力学性能实测值见表 2。

图 1 试件尺寸及配筋(单位：mm) Fig. 1 Dimensions and reinforcement of specimens(unit: mm)

图选项

试验加载装置见图 2。试件与地梁一体浇筑成形，地梁通过高强螺栓与地面固定；竖向荷载采用自反力体系施加，原型桥梁按比例缩尺后的自重荷载由竖向千斤顶、水平分配梁施加在上下盖梁上，千斤顶竖向反力由反力平台和4根竖向拉杆提供，拉杆下端通过转接平台锚固在地梁上；试验过程中先施加竖向荷载，待竖向荷载稳定后施加水平荷载，水平反复推拉加载由一台行程为±150 mm的电液伺服作动器通过柱侧竖向分配梁按2∶1在上、下盖梁端施加；为便于试验现象的记录和描述，对各区域进行编号，并规定作动器加载方向推为正、拉为负。

图 2 加载装置(单位：mm) Fig. 2 Loading device(unit: mm)

图选项

水平荷载按照位移控制方式施加，初始加载2 mm，每级控制水平位移增量按2 mm逐级增加，试件屈服前每级加载循环1次，为更好地观察试验现象及破坏形态，屈服后位移增幅取屈服位移Δy的倍数，每级循环3次，水平荷载下降至峰值荷载的85%以下时停止加载^[21]，加载制度如图 3所示。

图 3 加载制度 Fig. 3 Loading system

图选项

试件预损参数及加固方式见表 3。4榀桥墩试件中，KJD-0为对比试件，直接加载至破坏，KJD-1为直接加固试件，试件KJD-2和KJD-3先按照KJD-0的加载方式进行低周往复试验，参照文献[22]中RC桥墩5级性能水平定义模拟地震作用形成的预损；模拟中度损伤的试件KJD-2试验过程中+12 mm时，LZ₁柱脚出现第1条裂缝，开裂荷载N_cr=51.8 kN；随着试验进行，试件进入屈服状态，立柱柱脚和各节点连续出现多条裂缝，±36 mm第3循环时，LZ₃柱脚混凝土保护层开始剥落，完成中损；模拟重度损伤的试件KJD-3试验过程中-14 mm时，LZ₁和LZ₃柱脚同时出现第1条裂缝，开裂荷载N_cr=-48.2 kN；±36 mm第3循环过程中，LZ₁柱脚混凝土保护层开始剥落；随着位移逐级增加，±63 mm第1循环时，混凝土保护层严重剥落，原有裂缝延长增宽，试件水平承载力达到峰值，峰值荷载N_{u, max}=114.7 kN，完成重损。预损试件滞回曲线见图 4。

图 4 预损试件滞回曲线 Fig. 4 Hysteretic curves of pre-damage specimens

图选项

依据文献[6, 23]进行试件加固设计。为了便于分析对比，试件KJD-1~KJD-3采用相同措施进行加固，为避免试件塑性铰区域过早出现破坏，先在柱脚300 mm范围内和节点粘贴2层CFRP，与盖梁平齐部分柱侧CFRP延伸至盖梁侧250 mm区域并进行3道环箍，后进行立柱和盖梁的EWSS加固，EWSS两端均有效焊接和锚固，柱脚型钢通过化学锚栓固定于底座上，立柱角钢在盖梁处局部切肢并加焊扁钢；立柱和盖梁截面角钢配钢率分别为2.33%，3.11%，缀板体积配箍率分别为0.77%，0.79%，CFRP环向围束体积比为0.58%。加固前对表层酥松剥落混凝土进行清除，采用聚合物水泥砂浆对缺陷部分进行修补，对裂缝采用注胶处理，待聚合物水泥砂浆和胶凝固后再开展CFRP及EWSS加固施工。试件加固设计如图 5所示。

图 5 试件加固设计(单位：mm) Fig. 5 Strengthening design of specimens(unit: mm)

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试验主要测试内容为：加载点水平荷载及水平位移、潜在塑性铰区纵筋和箍筋应变、节点及潜在塑性铰区型钢和缀板应变，盖梁端及立柱端CFRP应变。图 6为应变片布置。

图 6 应变片布置 Fig. 6 Layout of strain gauges

图选项

试件KJD-0为对比试件，不进行预损和加固，直接加载至破坏。位移±12 mm循环加载过程中，LZ₁, LZ₃柱脚开始出现细微裂缝，反向加载过程中可闭合；±16 mm循环加载时，LZ₁柱脚纵筋应变(1 937 με)、LZ₃柱脚纵筋应变(1 945 με)超出屈服应变，原有裂缝延长增宽并贯通，同时伴有新裂缝产生；±36 mm循环加载过程中，LZ₁柱脚混凝土保护层出现剥落，纵筋基本屈服，开始形成塑性铰，GL₁梁底出现2条细微裂缝；加载至±63 mm时，水平承载力达到峰值，LZ₁柱脚混凝土保护层严重剥落，多根纵筋裸露并有钢筋压弯；加载至±90 mm第1循环时，荷载下降至峰值荷载的85%以下，停止试验。

试件KJD-1不进行预损，先采用CFRP及EWSS复合加固，后连续加载至破坏。在位移±18 mm循环加载过程中，LZ₁柱脚纵筋应变(1 956 με)、角钢应变(1 672 με)、缀板应变(1 620 με)均超出屈服应变值。±27 mm循环加载过程中，加载至20 mm时，表层胶开裂，加载至±54 mm第2循环时，LZ₃柱顶缀板焊缝被拉断；加载至±72 mm第1循环时，JD₁梁柱角钢连接焊缝拉裂；±99 mm第1循环加载过程中，LZ₄柱顶角钢完全断裂，JD₃区域CFRP轻微鼓曲，随着位移反向加载，鼓曲部分恢复，水平承载力达到峰值；加载至±117 mm循环过程中，JD₁和JD₃区域CFRP严重鼓曲，内部混凝土被压碎，承载力明显下降；加载至±126 mm第1循环时，试件严重变形，荷载下降至峰值荷载的85%以下，停止试验。

试件KJD-2中度损伤位移加载至36 mm，卸载后经CFRP及EWSS复合加固，再连续加载至破坏，±18 mm第1循环过程中，LZ₁柱脚角钢应变(1 654 με)、缀板应变(1 638 με)超出屈服应变，首先屈服，表层胶开裂；±54 mm第2循环时，LZ₃柱顶缀板鼓曲，反向加载可恢复，JD₁梁柱角钢连接焊缝拉裂、立柱缀板焊缝断裂；位移为±99 mm循环过程中，LZ₂柱顶角钢严重撕裂，各区域原有裂缝不断扩展至断裂，水平承载力达到峰值。加载至±117 mm第1循环过程中，JD₃立柱CFRP严重鼓曲，加载至-117 mm时，JD₁角钢和加强缀板焊缝全部断裂，可见立柱与盖梁连接处部分CFRP断裂，混凝土严重压碎。加载至±126 mm第1循环时，试件严重变形，荷载下降至峰值荷载的85%以下，停止试验。

试件KJD-3重度损伤位移加载至63 mm，卸载后经CFRP和EWSS复合加固，再连续加载至破坏。±14 mm循环加载过程中，表层胶出现开裂；位移±18 mm第1循环加载过程中，LZ₁柱脚角钢应变(1 644 με)超出屈服应变；±54 mm循环加载过程中，连续发出多次脆裂声，JD₁梁柱角钢连接焊缝开裂。加载至正向90 mm时，LZ₂柱顶角钢严重撕裂，多块缀板焊缝断裂，试件水平承载力达到峰值。±99 mm循环加载过程中，连续发出多次爆裂声，JD₁和JD₃区域混凝土压碎严重，CFRP明显鼓曲，LZ₂柱脚CFRP部分断裂，可见少量混凝土碎渣掉落。位移±117 mm循环过程中，试件严重变形，LZ₄柱脚角钢严重撕裂，CFRP严重鼓曲并有部分断裂，荷载下降至峰值荷载的85%以下，停止试验。

对比各试件在加载过程中的试验现象及破坏形态，均表现出良好的受力性能。在低周往复荷载作用下，试件KJD-0~KJD-3均表现为LZ₁和LZ₃柱脚纵筋或外包钢首先屈服；对比试件KJD-0为柱脚混凝土压碎、钢筋屈曲破坏；加固试件KJD-1~KJD-3破坏形态类似，均表现为节点处缀板焊缝断裂失效、立柱角钢撕裂破坏，立柱损伤较严重，且柱顶比柱脚损伤严重。加固试件LZ₁和LZ₃柱脚未出现明显破坏现象，节点处立柱角钢均出现不同程度撕裂，加固设计时应予以加强。各加固试件均出现1层节点处混凝土压碎现象，损伤程度越大，压碎越严重，且外包钢套最终破坏程度也随预损程度的增加而增大，KJD-3水平承载力最先达到峰值。

各试件滞回曲线见图 7，图中P_c对于KJD-0为混凝土开裂点，对于KJD-1~KJD-3为表层胶开裂点，P_y，P_m和P_u分别为屈服点、峰值点和极限点，可以看出：

图 7 各试件滞回曲线 Fig. 7 Hysteretic curves of each specimen

图选项

试件屈服前，正反向加卸载一周形成的滞回环狭长细窄，刚度无明显退化，此时试件基本处于弹性工作阶段；从第5级位移加载开始，滞回曲线逐渐向位移轴方向倾斜，滞回环开始呈反S形，所包围面积逐渐增大。

屈服初始阶段，同一级位移加载下各级循环的最大荷载和滞回环所包围面积均相近，表明此时试件在低周往复荷载作用下的累积损伤不明显，同级位移加载循环下试件的刚度和耗能能力退化亦不显著。

与对比试件KJD-0相比，试件KJD-3的极限位移和承载力均有大幅提高，滞回环包围面积明显增大，表明重度损伤DVFP经CFRP及EWSS复合加固后，其抗震性能仍能有效恢复。

同一级位移的3次循环加载中，后2次循环曲线峰值点和斜率均小于第1次，且后2次循环滞回环面积也有不同程度降低，表明试件刚度和耗能能力退化；KJD-2和KJD-3的退化程度大于KJD-1，反映出试件在低周往复荷载作用下累积损伤的影响。

各试件骨架曲线见图 8，可以看出：

图 8 各试件骨架曲线 Fig. 8 Skeleton curves of each specimen

图选项

各试件骨架曲线上未见明显拐点，表明其屈服过程为从局部向整体逐渐扩散；加载初期，各加固试件刚度相近，对比试件初始刚度略偏低，说明CFRP及EWSS加固效果从加载初期开始逐渐展现出来。与KJD-0相比，加固试件KJD-1~KJD-3的极限位移有较大提高，试件水平承载力达到峰值后，CFRP及EWSS能有效约束混凝土裂缝的发展，骨架曲线下降段平缓，水平段明显加长，表现出较好的延性，但各加固试件随着预损程度的增加, 水平承载力下降更快。对比各试件承载力，震损加固试件KJD-2和KJD-3明显高于对比试件KJD-0，低于加固试件KJD-1。

位移延性系数常用于表示试件的塑性变形性能。计算时需确定屈服位移Δ_y和极限位移Δ_u，由于骨架曲线没有明显屈服点，因此本研究采用文献[24]中提出的最远点法计算屈服位移，该方法简单可行，与作图法和等能量法计算结果接近，且该方法易于操作，可通过简单编程计算，有效避免人为取值造成的计算误差，最远点法示意图见图 9。取荷载下降至峰值荷载P_max的85%时所对应的位移为极限位移^[21]。位移延性系数μ定义为极限位移Δ_u与屈服位移Δ_y的比值^[25]，即：

图 9 最远点法示意图 Fig. 9 Schematic diagram of farthest point method

图选项

(1)

各试件位移延性系数见表 4，表中ημ为位移延性系数的提高幅度，可以看出：试件KJD-1~KJD-3经CFRP及EWSS复合加固后，其延性系数较对比试件KJD-0有明显提高，未损伤加固试件KJD-1提高幅度最大为34.64%，震损加固试件最大提高幅度为32.33%，表明CFRP及EWSS复合加固可有效提高DVFP整体延性。

各试件峰值荷载均值P_max和极限位移均值Δ_u见表 5，表中ηP_max和ηΔ_u分别为承载力均值和极限位移均值提高幅度，可以看出：加固后试件承载力和极限位移最大分别提高了144.55%和37.57%，表明CFRP及EWSS复合加固震损DVFP效果显著。与KJD-0相比，重度损伤试件KJD-3经复合加固后承载力和极限位移分别提高了105.36%和25.98%, 表明严重损伤试件经CFRP及EWSS复合加固后，其承载力和极限位移可恢复甚至超过试件受损前水平。对比加固试件KJD-1~KJD-3的峰值荷载和极限位移可知，试件加固效果与损伤程度相关，损伤程度越小，加固效果越显著。

承载力退化是描述试件抗震性能的重要指标，指同级位移下承载力随循环加载次数增加而降低的现象，按照各级位移循环加载下第3次循环的最大荷载与第1次循环的最大荷载之比计算^[26]。承载力退化曲线如图 10所示，可以看出：各试件承载力总体呈退化趋势，由于损伤的不断累积，屈服后退化速度加快，对比试件KJD-0退化最快。重损加固试件KJD-3承载力退化较中损加固试件KJD-2快，中损加固试件KJD-2承载力退化快于加固试件KJD-1，表明承载力退化速度与损伤程度有关，损伤越严重，承载力退化越快，这主要是因为损伤在加固过程中并未完全修复，依然存在。加固试件在承载力退化过程中有起伏现象，且承载力退化系数均在0.9以上，表明CFRP和EWSS的作用在试验过程中逐渐体现，延缓承载力衰减，使得试件在较大变形下保持承载力较为稳定，表现出延性破坏特征，抗震能力强。

图 10 承载力退化曲线 Fig. 10 Bearing capacity degradation curves

图选项

试件整体刚度退化情况用同级位移下第1循环最大荷载点割线刚度K_i表述^[27]。刚度退化曲线见图 11，可以看出：KJD-2~KJD-3的刚度均高于KJD-0，而略低于KJD-1；各试件刚度退化规律相似，加载初期退化较快，屈服后趋于平缓。进一步计算K_i/K₀可以得出，加载初期KJD-2和KJD-3的刚度退化速度较KJD-1快，但与KJD-0相近；加载中期KJD-2和KJD-3的刚度退化速度逐渐放缓，且KJD-0的退化速度逐渐超过了KJD-3；加载后期KJD-2的刚度退化速度与KJD-1接近，KJD-0的刚度退化速度快于KJD-3。这表明CFRP及EWSS复合加固可提高试件刚度，在桥墩进入非线性阶段后可延缓其刚度退化。

图 11 刚度退化曲线 Fig. 11 Stiffness degradation curves

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试件耗能能力采用累积滞回耗能E_u和能量耗散系数E^[21]来评价，能量耗散系数计算图见图 12，表达式见式(2)。各试件的累积滞回耗能随位移延性比μ_Δ(加载位移与屈服位移的比值)的变化关系曲线如图 13所示，可以看出：各试件累积滞回耗能随位移延性比变化的趋势相近，当位移延性比小于1时，各试件处于弹性工作阶段，累积滞回耗能接近于0；当位移延性比大于1时，累积滞回耗能随位移延性比的增大平稳上升，加固试件KJD-1~KJD-3由于CFRP和EWSS参与工作，累积滞回耗能明显高于对比试件KJD-0。同等位移延性比水平下，加固试件KJD-1~KJD-3随着预损程度的增大，累积滞回耗能降低。

图 12 能量耗散系数计算图 Fig. 12 Energy dissipation coefficient calculation diagram

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图 13 累积滞回耗能曲线 Fig. 13 Cumulative hysteretic energy dissipation curves

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(2)

式中，S_(ABC+CDA)为图 12中滞回环所包围面积；S_(OBE+ODF)为图 12中三角形OBE与ODF面积和。

各试件能量耗散系数曲线见图 14，当位移延性系数小于1时，试件处于弹性工作阶段，该系数研究意义不大，因此只计算屈服后的能量耗散系数。可以看出：屈服时，各试件能量耗散系数相近，随着加载逐级推进，E平稳增长，对比试件KJD-0增长速度较加固试件小。达到峰值荷载后，能量耗散系数增长趋势变缓，但仍保持较高值，表现出较好的能量耗散性能。在达到峰值荷载前，加固试件KJD-1~KJD-3的能量耗散系数和增长趋势大致处于同一水平，都高于对比试件KJD-0；达到峰值荷载后，在相同位移延性比水平下，随着预损程度的增加，能量耗散系数降低。

图 14 能量耗散系数曲线 Fig. 14 Energy dissipation coefficient curves

图选项

桥墩经历反复荷载作用后不可恢复的永久变形称为桥墩残余位移，是地震后桥墩损伤或可修复性评估的重要指标。本研究根据文献[28]中提出的残余位移系数R分析各试件的残余位移变化规律，R按下式计算：

(3)

式中，Δ_r1和Δ_y1分别为正向加载时的残余变形和屈服位移；Δ_r2和Δ_y2分别为负向加载时的残余变形和屈服位移。

残余位移系数曲线见图 15，可以看出：各试件残余位移系数随位移延性比的变化规律基本一致。当位移延性比小于1时，试件处于弹性工作状态，残余位移系数基本为0；当位移延性比大于1时，残余位移系数随位移延性比大致呈线性变化。在同一位移延性比水平下，加固试件KJD-1的残余位移系数明显低于对比试件KJD-0，加固震损试件KJD-2和KJD-3的残余位移系数也略低于对比试件KJD-0，表明CFRP及EWSS复合加固能减缓残余位移系数随位移延性比的增长。

图 15 残余位移系数曲线 Fig. 15 Residual displacement coefficient curves

图选项

通过对DVFP试件进行拟静力破坏试验，研究试验相关抗震性能参数并分析数据，得出如下结论：

(1) 不同震损程度加固试件破坏形态类似，均表现为节点处缀板焊缝断裂失效、立柱角钢撕裂破坏，立柱损伤较严重，且柱顶比柱脚损伤严重。

(2) CFRP及EWSS复合加固可有效提升震损试件的承载力。与未加固试件相比，中损和重损试件加固修复后峰值荷载分别提高120.74%，105.36%；加固试件在承载力退化过程中有起伏现象，且承载力退化系数均在0.9以上。

(3) 加固试件达到屈服荷载后，CFRP和EWSS能有效约束混凝土裂缝的发展，提高试件延性。与未加固试件相比，中损和重损试件加固修复后极限位移分别提高35%，25.98%；位移延性系数分别提高32.33%，31.41%。4个试件的能量耗散系数和残余位移系数随位移延性比的变化趋势一致，且各试件刚度退化规律相似，加载初期退化较快，屈服后趋于平缓。

(4) 本研究未设置CFRP和EWSS单一加固的对比试件，复合加固相对于单一材料加固抗震效果的提高程度还需要进行进一步研究和分析。其次，最初对预损试件损伤指数的取值偏大，此类构件损伤指数如何合理取值，关于有效合理的损伤评估和量化还有待深入研究分析。