劉小娟，蔣歡軍，郭子雄

(1.華僑大學(xué) 土木工程學(xué)院，福建 廈門，361021；2.華僑大學(xué) 福建省結(jié)構(gòu)工程與防災(zāi)重點(diǎn)實(shí)驗(yàn)室，福建 廈門，361021；3.同濟(jì)大學(xué) 土木工程防災(zāi)國(guó)家重點(diǎn)實(shí)驗(yàn)室，上海，200092)

1 試件設(shè)計(jì)

1.1 試件設(shè)計(jì)與制作

共制作了5榀單層單跨鋼筋混凝土框架，縮尺比例為1:2?？蚣苤脑O(shè)計(jì)軸壓比為0.1，實(shí)際施加軸力135 kN。5榀框架均不考慮箍筋銹蝕，其縱筋銹蝕率分別設(shè)計(jì)為0，5%，7.5%，10%和15%，試件編號(hào)依次為F1～F5。鋼筋的銹蝕率η表示為

式中：m為鋼筋的初始質(zhì)量；Δm為銹蝕后鋼筋的質(zhì)量損失。

試件的幾何尺寸和配筋示意圖如圖1所示?？蚣苤孛孢呴L(zhǎng)為250 mm，框架梁的截面寬×高為150 mm×250 mm，框架水平合力點(diǎn)的位置距離柱底為1 700 mm。為保證框架實(shí)現(xiàn)梁鉸破壞機(jī)制，按照我國(guó)現(xiàn)行規(guī)范中“強(qiáng)柱弱梁”和“強(qiáng)剪弱彎”的原則進(jìn)行配筋設(shè)計(jì)，節(jié)點(diǎn)處的箍筋沿柱貫通布置?？蚣芑炷猎O(shè)計(jì)強(qiáng)度等級(jí)為C40，縱向受力鋼筋的設(shè)計(jì)強(qiáng)度等級(jí)為HRB400，箍筋的設(shè)計(jì)強(qiáng)度等級(jí)為HPB300。經(jīng)材性試驗(yàn)測(cè)試，混凝土的立方體抗壓強(qiáng)度為46 MPa，棱柱體抗壓強(qiáng)度為38.9 MPa，彈性模量為3.32×104MPa。鋼筋的實(shí)測(cè)力學(xué)性能見表1。

圖1 試件幾何尺寸及配筋示意圖Fig.1 Dimensions and reinforcement details of specimens

表1 鋼筋力學(xué)性能Table 1 Mechanical properties of steel bars

1.2 外加電流加速銹蝕

采用全浸泡外加電流加速銹蝕法對(duì)框架縱筋進(jìn)行加速銹蝕，加速銹蝕裝置如圖2所示。將養(yǎng)護(hù)完成的試件平放在銹蝕池中，注入質(zhì)量分?jǐn)?shù)為5% NaCl 溶液，浸沒試件。試件在NaCl溶液中浸泡3 d后開始通電。將待銹縱筋并聯(lián)后接入直流電源的正極，將不銹鋼棒與直流電源的負(fù)極連接，形成電流回路。為方便控制直流電源的電流，框架梁和2個(gè)框架柱的縱筋分別與1 根不銹鋼棒連成電流回路，1 個(gè)試件共用3 個(gè)電流回路。為控制鋼筋的銹蝕部位，在鋼筋與鋼筋接觸的部位用塑料套管包裹，并用塑料扎帶綁扎，保證鋼筋之間相互絕緣。曾嚴(yán)紅等[16]研究表明，為了使模擬的銹蝕現(xiàn)象更加接近自然銹蝕現(xiàn)象，電化學(xué)銹蝕試驗(yàn)的銹蝕電流密度不宜超過0.3 mA/cm2。TAMER等[17]研究結(jié)果表明，當(dāng)加速銹蝕的電流密度超過0.2 mA/cm2時(shí)，電流對(duì)鋼筋周圍的混凝土應(yīng)變和銹脹裂縫有較大的影響。因此，試驗(yàn)采用的電流密度為0.2 mA/cm2。

根據(jù)法拉第定律，推導(dǎo)得到試件的通電時(shí)間與鋼筋銹蝕率的相互關(guān)系：

圖2 加速銹蝕方法Fig.2 Accelerated corrosion method

式中，M為鐵的摩爾質(zhì)量，M=56 g/mol；i為銹蝕電流密度，A/cm2；t為通電時(shí)間，s；Z為反應(yīng)電極化學(xué)價(jià)，即失去的電子數(shù)，鐵為+2價(jià)，則Z=2；F為法拉第常數(shù)，F(xiàn)=96 500 A·s；r為鋼筋的半徑，cm；ρ為鋼筋的密度，ρ=7.8 g/cm3。

1.3 試驗(yàn)裝置與測(cè)試內(nèi)容

試驗(yàn)加載裝置如圖3所示。采用2 臺(tái)豎向液壓千斤頂對(duì)柱頂施加豎向荷載至預(yù)定軸力，在試驗(yàn)過程中，柱軸力保持恒定不變。在每臺(tái)豎向千斤頂上部安裝低磨阻滾輪，對(duì)試件施加水平荷載時(shí)，柱頂?shù)呢Q向千斤頂可隨試件水平移動(dòng)。水平荷載由液壓伺服加載系統(tǒng)申克機(jī)施加在梁兩端，通過梁兩端鋼板和2根鋼拉桿實(shí)現(xiàn)水平往復(fù)加載。水平荷載采用力-位移混合控制的加載模式。加載制度如圖4所示。在試件屈服之前，采用力控制，每級(jí)荷載循環(huán)1次，加載梯度為20 kN，在屈服之后，采用位移控制加載，每級(jí)荷載反復(fù)3 次，加載梯度為5 mm，直至試件的水平承載力下降到峰值荷載的85%以后，試驗(yàn)停止。

要綜合考慮合同終止后的救濟(jì)手段。損害賠償是主要的救濟(jì)手段，但非僅此一種。對(duì)買方而言，最主要的合同終止事項(xiàng)是賣方交付失敗，買方首要的救濟(jì)手段當(dāng)然是尋求損害賠償，除此之外，還可以解除合同、已經(jīng)支付情形下可以取回貨款、主張合同繼續(xù)有效并要求賣方支付替代的減排量。對(duì)賣方而言，最主要的合同終止事項(xiàng)是買方不付款，此時(shí)賣方面臨更大的風(fēng)險(xiǎn)，主要的救濟(jì)手段就是要求按市場(chǎng)價(jià)格計(jì)算賠償額或是要求支付貨款和利息。在減排量購(gòu)買協(xié)議中提前約定付款擔(dān)保似乎難以實(shí)現(xiàn)，這就依賴于賣方的談判實(shí)力和談判技巧。

試驗(yàn)測(cè)量了柱頂豎向荷載，梁端水平荷載，梁端水平位移，梁、柱關(guān)鍵部位縱筋及箍筋應(yīng)變以及梁、柱裂縫寬度等。所有荷載、位移以及應(yīng)變信號(hào)均通過IMP數(shù)據(jù)采集系統(tǒng)進(jìn)行同步采集。

圖3 試驗(yàn)加載裝置示意圖Fig.3 Sketch map of test setup

圖4 試驗(yàn)加載制度Fig.4 Loading protocol of test

2 試驗(yàn)結(jié)果及分析

2.1 銹蝕損傷

鋼筋銹蝕后，銹蝕產(chǎn)物體積膨脹，使得銹蝕鋼筋周圍的混凝土產(chǎn)生環(huán)向拉應(yīng)力，當(dāng)拉應(yīng)力超過混凝土抗拉強(qiáng)度時(shí)，便形成沿銹蝕鋼筋長(zhǎng)度方向的銹脹裂縫。由于試驗(yàn)條件限制，未能記錄混凝土銹脹開裂時(shí)間和銹脹裂縫開展過程，僅在達(dá)到預(yù)定銹蝕時(shí)間后，對(duì)銹脹裂縫的分布形態(tài)和寬度進(jìn)行了記錄和測(cè)量。各框架的銹脹裂縫形態(tài)基本類似，都是在梁、柱角部縱筋的位置出現(xiàn)順筋方向的銹脹裂縫，如圖5所示。測(cè)量梁、柱構(gòu)件銹脹裂縫寬度時(shí)，間隔20 mm取1個(gè)測(cè)點(diǎn)，對(duì)同一個(gè)構(gòu)件的所有測(cè)點(diǎn)測(cè)得的銹脹裂縫寬度取平均值，得到平均銹脹裂縫寬度ωc與鋼筋混凝土梁、柱構(gòu)件縱筋平均銹蝕率η的關(guān)系如圖6所示。從圖6可以看出：銹脹裂縫寬度整體上隨鋼筋銹蝕率增大而增大。由于試驗(yàn)采用全浸泡加速銹蝕法對(duì)鋼筋進(jìn)行加速銹蝕，當(dāng)銹脹裂縫出現(xiàn)后，部分銹蝕產(chǎn)物沿銹脹裂縫溢出到試件表面或溶解到NaCl 溶液中，使得銹脹裂縫寬度隨鋼筋銹蝕率的變化規(guī)律離散性較大。

擬靜力試驗(yàn)完成后，對(duì)銹蝕鋼筋混凝土框架進(jìn)行破型，取出銹蝕鋼筋，測(cè)銹蝕率以及銹坑深度。為合理評(píng)估鋼筋的銹蝕情況，先測(cè)鋼筋銹蝕前后的質(zhì)量差，求得每根鋼筋的平均銹蝕率，再將每根縱筋分為彎錨段、直錨段以及平直段，分別測(cè)鋼筋的分段銹蝕率。根據(jù)每根鋼筋銹蝕前的質(zhì)量加權(quán)平均得到梁、柱及整體框架的平均銹蝕率。試件的銹蝕情況如表2所示。鋼筋的銹蝕率表現(xiàn)出一定的不均勻性，對(duì)于同一根鋼筋，節(jié)點(diǎn)區(qū)的混凝土保護(hù)層厚度較大，鋼筋銹蝕率相對(duì)較小。特別是對(duì)于鋼筋混凝土柱，鋼筋在底梁錨固區(qū)內(nèi)的銹蝕率很小，基本不超過3%。鋼筋的銹坑深度隨鋼筋銹蝕率的增大而增大，最大銹坑深度Dp,max隨銹蝕率η的關(guān)系如圖7所示。

圖5 銹脹裂縫Fig.5 Corrosion cracks

圖6 最大銹脹裂縫寬度隨鋼筋銹蝕率的變化關(guān)系Fig.6 Relationship between maximum corrosion crack width and average corrosion ratio

表2 試件的銹蝕率Table 2 Corrosion ratio of specimens

圖7 最大銹坑深度隨鋼筋銹蝕率的變化關(guān)系Fig.7 Relationship between maximum pitting depth and corrosion ratio of steel reinforcement

2.2 擬靜力作用下試件的損傷發(fā)展

所有框架的梁、柱均出現(xiàn)了彎曲控制的破壞模式。開始加載時(shí)，構(gòu)件端部出現(xiàn)彎曲裂縫，當(dāng)彎曲裂縫發(fā)展到一定程度時(shí)，才開始出現(xiàn)剪切斜裂縫。但是，斜裂縫的寬度不大，且最終破壞特征均為混凝土剝落、縱筋拉斷或壓屈，沒有出現(xiàn)箍筋屈服的現(xiàn)象。試件的最終破壞形態(tài)如圖8所示。各框架主要破壞現(xiàn)象發(fā)生的位移幅值如表3所示。對(duì)比試件的損傷過程和損傷分布可以看出：

1)未銹蝕框架的損傷發(fā)展順序?yàn)椋毫憾嘶炷灵_裂—柱底混凝土開裂—柱底縱筋受拉屈服—梁端縱筋受拉屈服(梁、柱在同一荷載幅值下屈服，梁的屈服位移小于柱的屈服位移)—柱底混凝土壓碎、剝落—梁端混凝土壓碎、剝落—柱底縱筋拉斷。銹蝕框架的損傷發(fā)展順序?yàn)椋褐谆炷灵_裂—梁端混凝土開裂—柱底縱筋受拉屈服—柱底混凝土壓碎、剝落—梁端混凝土壓碎、剝落—柱底鋼筋斷裂(或梁端鋼筋斷裂)。可見：未銹蝕框架的梁、柱縱筋在破壞前均達(dá)到屈服，而銹蝕框架的梁端縱筋在極限狀態(tài)之前均沒有屈服。導(dǎo)致這種現(xiàn)象主要有2個(gè)原因：其一，鋼筋銹蝕時(shí)局部坑蝕較為嚴(yán)重，鋼筋破壞主要出現(xiàn)在坑蝕嚴(yán)重的部位，導(dǎo)致其他部位的鋼筋強(qiáng)度不能充分發(fā)揮；其二，梁端節(jié)點(diǎn)錨固區(qū)的鋼筋銹蝕導(dǎo)致鋼筋與混凝土之間的黏結(jié)強(qiáng)度退化，使得鋼筋的應(yīng)變發(fā)展比較慢，強(qiáng)度不能充分發(fā)揮。

2)從損傷分布上看，未銹蝕框架的裂縫發(fā)展比較充分，裂縫分布范圍較大；而銹蝕框架的裂縫數(shù)量較少且分布比較集中。

3)由于混凝土在加載初期開裂，位移誤差較大，導(dǎo)致開裂位移波動(dòng)較大，沒有明顯的規(guī)律。鋼筋銹蝕率對(duì)框架柱縱筋屈服影響不大，所有框架均在位移幅值為0.88%的加載過程中發(fā)生柱縱筋屈服。但是從混凝土的壓碎、剝落以及鋼筋斷裂等損傷狀態(tài)來看，鋼筋混凝土框架的損傷發(fā)展隨著銹蝕率的增大而加快，特別是框架梁的損傷發(fā)展受鋼筋銹蝕率的影響更明顯。

圖8 RC框架破壞形態(tài)Fig.8 Failure mode of RC frames

表3 鋼筋混凝土框架各損傷狀態(tài)對(duì)應(yīng)的位移角幅值Table 3 Drift ratio amplitudes corresponding to different damage states of corroded RC frames %

2.3 滯回曲線

試件的主要試驗(yàn)結(jié)果如表4所示。試件的荷載-位移滯回曲線和骨架曲線分別如圖9和10所示。對(duì)于鋼筋混凝土框架，有多個(gè)截面可以因鋼筋屈服而形成塑性鉸，當(dāng)其中某個(gè)截面首先出現(xiàn)塑性鉸時(shí)并不一定會(huì)在荷載-位移曲線上形成明顯的屈服點(diǎn)[18]。因此，試件的屈服位移和屈服荷載根據(jù)等能量原則確定[19]，試件承載能力下降15%時(shí)確定為極限狀態(tài)。

從圖9和圖10可以看出：

1)由于各試件均發(fā)生梁、柱端部的彎曲破壞，因此滯回環(huán)的形狀大致呈“梭形”，滯回曲線比較飽滿。

2)對(duì)于未銹蝕框架試件F1和銹蝕率較小的框架試件F2，達(dá)到峰值荷載后，試件承載能力沒有明顯降低，直到縱筋發(fā)生斷裂后，荷載-位移曲線突然下降。對(duì)于銹蝕率較大的框架試件F3，F(xiàn)4和F5，滯回曲線達(dá)到峰值荷載后，試件承載能力逐漸降低，特別是當(dāng)混凝土明顯剝落后，承載能力出現(xiàn)明顯下降。雖然試件F4的平均銹蝕率比試件F3的大，但由于鋼筋銹蝕的不均勻性，試件F4 柱底塑性鉸區(qū)的鋼筋銹蝕率比試件F3的小，導(dǎo)致其承載能力比試件F3的略大。與未銹蝕框架相比，平均銹蝕率分別為6.27%，9.07%，12.70%和20.10%的銹蝕鋼筋混凝土框架的峰值承載力分別下降9%，15%，14%和31%。

3)隨著鋼筋銹蝕率的增大，滯回環(huán)面積減小，框架的耗能能力明顯下降。

表4 各試件的主要試驗(yàn)結(jié)果Table 4 Main experimental results of specimens

圖9 荷載-位移滯回曲線Fig.9 Lateral load versus displacement hysteretic curves

圖10 荷載-位移骨架曲線Fig.10 Lateral load versus displacement skeleton curves

2.4 變形分析

從表4可以看出：鋼筋混凝土框架的延性系數(shù)為3～4，由于延性系數(shù)的計(jì)算受屈服位移影響較大，鋼筋銹蝕率對(duì)延性系數(shù)的影響沒有明顯的規(guī)律。但是對(duì)比試件的極限變形可以發(fā)現(xiàn)，隨著鋼筋銹蝕率的增大，試件的極限變形逐漸減小。與未銹蝕框架相比，平均銹蝕率分別為6.27%，9.07%，12.70%和20.10%的銹蝕鋼筋混凝土框架的極限變形分別下降21%，30%，36%和41%。可見，銹蝕鋼筋混凝土框架的變形能力退化明顯。

試件殘余變形Δres隨位移幅值Δ的變化如圖11所示。從圖11可以看出：由于損傷的發(fā)展，殘余變形隨著位移幅值的增大而增大。在加載初期，殘余變形受鋼筋銹蝕率的影響不大。在加載后期，由于試件的破壞主要集中在坑蝕比較嚴(yán)重的截面，因此，塑性變形也集中在鋼筋坑蝕比較嚴(yán)重的截面，導(dǎo)致殘余變形隨著銹蝕率的增大而減小。試驗(yàn)得到的殘余變形變化規(guī)律與GOKSU等[8]研究的銹蝕鋼筋混凝土柱殘余變形的變化規(guī)律類似。

圖11 殘余變形Fig.11 Residual displacement

2.5 裂縫發(fā)展

裂縫寬度是評(píng)估鋼筋混凝土結(jié)構(gòu)或構(gòu)件損傷程度的關(guān)鍵指標(biāo)，也是鋼筋混凝土結(jié)構(gòu)加固設(shè)計(jì)時(shí)選擇修復(fù)方法的重要依據(jù)[20]。通常認(rèn)為鋼筋混凝土結(jié)構(gòu)的裂縫寬度與縱筋的應(yīng)變發(fā)展有關(guān)。LEHMAN等[21]建立了描述殘余裂縫寬度與縱筋應(yīng)變的累積概率曲線。本試驗(yàn)采用裂縫寬度測(cè)量?jī)x測(cè)量試件表面的裂縫寬度。在每級(jí)循環(huán)的荷載峰值(力控制階段)或位移峰值(位移控制階段)時(shí)測(cè)量框架梁、柱的最大裂縫寬度，在水平荷載卸載至0 kN 時(shí)測(cè)量對(duì)應(yīng)的殘余裂縫寬度。圖12和圖13所示分別為框架梁和柱的最大裂縫寬度ωm及其殘余裂縫寬度ωm,res。從圖12和圖13可以看出：在混凝土開裂后，裂縫寬度隨著加載幅值的增大而增大。但在試件屈服之前，最大裂縫寬度隨荷載幅值的變化幅度比較小，卸載后，幾乎沒有殘余裂縫。當(dāng)試件屈服后，隨著位移幅值的增大，裂縫不斷發(fā)展，寬度增大，卸載后的殘余裂縫寬度也隨之增大。對(duì)比不同試件框架梁的裂縫寬度可以發(fā)現(xiàn)，對(duì)于銹蝕率小的框架試件F2，框架梁的裂縫發(fā)展規(guī)律與未銹蝕框架試件F1的裂縫發(fā)展規(guī)律類似，而對(duì)于銹蝕率較大的框架試件F3，F(xiàn)4和F5，由于錨固區(qū)鋼筋銹蝕導(dǎo)致鋼筋與混凝土之間的黏結(jié)強(qiáng)度降低，縱筋應(yīng)變發(fā)展比較慢，框架梁的裂縫寬度比試件F0-1和F5-1的明顯減小，如圖12(a)和圖13(a)所示。對(duì)于銹蝕框架柱，由于在底梁錨固區(qū)的混凝土保護(hù)層比較厚，鋼筋與混凝土之間的黏結(jié)性能沒有明顯降低，柱縱筋應(yīng)變發(fā)展受銹蝕率影響較小。但是，柱身鋼筋銹蝕使得框架柱的性能退化明顯，導(dǎo)致銹蝕框架柱的裂縫寬度比未銹蝕框架柱大，如圖12(b)和13(b)所示。

圖12 往復(fù)加載下的最大裂縫寬度Fig.12 Maximum crack width under cyclic loading

圖13 最大殘余裂縫寬度Fig.13 Maximum residual crack width

2.6 強(qiáng)度退化

在相同位移幅值下，強(qiáng)度隨加載周數(shù)而降低，即為強(qiáng)度退化。強(qiáng)度退化體現(xiàn)了試件由于損傷累積導(dǎo)致其性能退化。為了更明顯地表示在同一加載幅值下的強(qiáng)度退化程度及其隨加載位移的變化，取強(qiáng)度退化系數(shù)λ31為同一位移幅值下，第三循環(huán)峰值荷載相對(duì)第一循環(huán)峰值荷載的比值，λ31隨加載位移的變化曲線如圖14所示。從圖14可以看出：在加載初期，試件的強(qiáng)度退化比較緩慢，強(qiáng)度退化系數(shù)基本都在0.90以上。對(duì)于未銹蝕試件F1，在破壞之前，強(qiáng)度退化系數(shù)λ31均大于0.95。直到位移幅值為75 mm，由于縱筋斷裂，強(qiáng)度突然下降，強(qiáng)度退化系數(shù)降低到0.86。對(duì)于銹蝕試件，在混凝土出現(xiàn)明顯壓碎、剝落時(shí)，強(qiáng)度開始出現(xiàn)明顯的退化，且隨著銹蝕率的增大，試件較早出現(xiàn)明顯強(qiáng)度退化。對(duì)于試件F2，在位移幅值為55 mm，強(qiáng)度出現(xiàn)明顯退化，強(qiáng)度退化系數(shù)為0.88。對(duì)于試件F3，在位移幅值為50 mm 時(shí)，強(qiáng)度退化系數(shù)為0.86。對(duì)于試件F4，在位移位移幅值為45 mm時(shí)，強(qiáng)度退化系數(shù)為0.80。對(duì)于試件F5，在位移幅值為25 mm時(shí)，強(qiáng)度退化系數(shù)降低到0.87，之后，強(qiáng)度出現(xiàn)多次明顯退化，在位移幅值為55 mm 時(shí)，強(qiáng)度退化系數(shù)降低到0.79。

圖14 強(qiáng)度退化曲線Fig.14 Strength degradation

2.7 剛度退化

剛度是結(jié)構(gòu)及構(gòu)件損傷程度的衡量指標(biāo)之一。隨著損傷的發(fā)展，試件的剛度逐漸退化。圖15所示為鋼筋混凝土框架的割線剛度隨位移的變化曲線。從圖15可以看出：1)試件的剛度隨著位移幅值的增大而減小，在加載初期，隨著裂縫的形成和發(fā)展，試件的剛度退化較快，隨著位移幅值的增大，剛度退化速率逐漸減緩。2)隨著鋼筋銹蝕率的增大，框架在各加載階段的剛度逐漸減小，且剛度退化速率逐漸增大。在加載后期，框架剛度受鋼筋銹蝕程度的影響更加明顯。

2.8 耗能能力

從表4可以看出：鋼筋混凝土框架加載至極限狀態(tài)的總累積耗能隨著銹蝕率的增大而急劇下降。圖16所示為各位移幅值下3個(gè)加載循環(huán)的總耗能與位移幅值的關(guān)系曲線。從圖16可以看出：加載初期，鋼筋銹蝕對(duì)框架的滯回耗能影響不大。在加載后期，隨著銹蝕率的增大，銹蝕鋼筋對(duì)耗能的貢獻(xiàn)減小，當(dāng)混凝土的損傷發(fā)展到一定程度，銹蝕框架的耗能能力降低，在相同位移角下的滯回耗能隨著銹蝕率的增大而減小。當(dāng)位移幅值Δ≥50 mm 后，試件F2 在各位移幅值下的滯回耗能明顯比試件F1的小。當(dāng)位移幅值Δ≥40 mm后，銹蝕框架在各位移幅值下的滯回耗能隨著鋼筋銹蝕率的增大而減小。在極限狀態(tài)下，平均銹蝕率為6.27%，9.07%，12.70%和20.10%的銹蝕鋼筋混凝土框架的總累計(jì)耗能比未銹蝕框架的總累計(jì)耗能分別下降43%，59%，66%和76%。

圖15 剛度退化曲線Fig.15 Stiffness degradation

圖16 試件耗能曲線Fig.16 Energy dissipation

3 結(jié)論

1)相比未銹蝕鋼筋混凝土框架，銹蝕鋼筋混凝土框架在擬靜力荷載作用下的損傷發(fā)展更快，損傷分布更集中。

2)隨著鋼筋銹蝕率的增大，鋼筋混凝土框架的承載能力、變形能力以及耗能能力退化明顯。與未銹蝕框架相比，平均銹蝕率為6.27%，9.07%，12.70%和20.10%的銹蝕鋼筋混凝土框架的承載力分別下降9%，15%，14%和31%，極限變形能力分別下降21%，30%，36%和41%，耗能能力分別下降43%，59%，66%和76%。

3)鋼筋銹蝕對(duì)加載過程中框架的強(qiáng)度退化影響顯著。未銹蝕框架在加載過程中強(qiáng)度比較穩(wěn)定，而隨著銹蝕率的增大，銹蝕框架在較小的位移幅值即出現(xiàn)明顯的強(qiáng)度退化，且退化程度隨鋼筋銹蝕率的增大而增大。

4)隨著鋼筋銹蝕率的增大，鋼筋混凝土框架在各加載階段的剛度逐漸減小，在加載后期，試件剛度受鋼筋銹蝕率的影響更加明顯。