陳再現(xiàn)，王鳳來，楊同蓋，楊 剛

（1．哈爾濱工業(yè)大學(xué) 土木工程學(xué)院，哈爾濱150090；2．哈爾濱工業(yè)大學(xué)（威海）土木工程系，威海264209）

在中國(guó)的城市中，臨街的住宅、辦公室等建筑在底層或底部2層設(shè)置商店、餐廳或者銀行等，房屋的上部幾層為縱、橫墻比較多的砌體墻承重結(jié)構(gòu)，房屋的底層或底部2層需要大空間而采用框架－剪力墻結(jié)構(gòu)，這就是底框砌體剪力墻房屋。由于這種類型的結(jié)構(gòu)容易滿足建筑功能的需要，具有較多層鋼筋混凝土框架房屋造價(jià)低和便于施工等優(yōu)點(diǎn)，是中國(guó)中高層底部大空間建筑的一種具有競(jìng)爭(zhēng)力的結(jié)構(gòu)體系［1］。5．12汶川地震后，清華大學(xué)、西南交通大學(xué)和北京交通大學(xué)土木結(jié)構(gòu)［2］有關(guān)專家開展了建筑震害調(diào)查，調(diào)查表明該類房屋69%的屬于加固后可使用，31%的屬于停止使用和立即拆除的。因此，研究該類房屋震后修復(fù)加固方法及加固后抗震性能，對(duì)保證震后恢復(fù)重建工作有力、有序、有效地開展，促進(jìn)災(zāi)區(qū)經(jīng)濟(jì)社會(huì)的恢復(fù)和發(fā)展，具有重要的現(xiàn)實(shí)意義。

目前，對(duì)加固方法和加固效果的研究多停留在抗震加固［3－10］層面，而很少有關(guān)于震后修復(fù)加固方面的理論和實(shí)驗(yàn)研究［11］。然而，結(jié)構(gòu)震后修復(fù)加固不同于結(jié)構(gòu)抗震加固，抗震加固是對(duì)不滿足抗震設(shè)防要求的建筑結(jié)構(gòu)進(jìn)行加固，提升其抗震能力；結(jié)構(gòu)震后修復(fù)加固是在原結(jié)構(gòu)受到損傷前提下，通過對(duì)損傷進(jìn)行修復(fù)達(dá)到恢復(fù)原抗震能力或提升其抗震能力的目的。本文在完成底框配筋砌塊短肢砌體剪力墻房屋震損結(jié)構(gòu)損傷程度的評(píng)估、加固的基礎(chǔ)上，首次對(duì)經(jīng)加固維修后的結(jié)構(gòu)足尺模型進(jìn)行擬動(dòng)力子結(jié)構(gòu)試驗(yàn)，分析其加固方法的適用性以及震損房屋抗震性能，為這種結(jié)構(gòu)形式建筑的震后整體修復(fù)提供技術(shù)支持。

1 試驗(yàn)概況

1．1 試驗(yàn)方法

對(duì)加固后模型首先進(jìn)行初始剛度測(cè)試，然后進(jìn)行擬動(dòng)力子結(jié)構(gòu)試驗(yàn)。

1．1．1 初始剛度測(cè)試方法 初始剛度測(cè)試采用力控制進(jìn)行測(cè)試，3層、2層初始剛度測(cè)試采用2個(gè)作動(dòng)器作用的方法，而1層初始剛度測(cè)試采用單個(gè)作動(dòng)器作用的方法。其具體方法為：測(cè)試1層剛度時(shí)放松2層、3層作動(dòng)器，1層作動(dòng)器推，推力為F1，測(cè)得1層的層間位移為Δ1；測(cè)試2層剛度時(shí)放松3層作動(dòng)器，1層作動(dòng)器拉，2層作動(dòng)器推，二者出力均為F2，測(cè)得2層的層間位移為Δ2；測(cè)試3層剛度時(shí)放松1層作動(dòng)器，2層作動(dòng)器作為約束，3層作動(dòng)器推，推力為F3，測(cè)得3層的層間位移為Δ3，各層層間剛度K i按式（1）計(jì)算。其原理見圖1。

圖1 初始剛度測(cè)試原理圖

1．1．2 擬動(dòng)力子結(jié)構(gòu)試驗(yàn)中實(shí)測(cè)層剛度計(jì)算方法

擬動(dòng)力子結(jié)構(gòu)試驗(yàn)過程中實(shí)測(cè)層剛度計(jì)算方法原理見圖2所示，地震動(dòng)加速度第j步第i層實(shí)測(cè)層間側(cè)移剛度K i，j按式（2）計(jì)算。

式中：Fi，j為表示第j步第i層作動(dòng)器施加的作用力；Δi，j為表示第j步第i層測(cè)得相對(duì)于地面的層位移；Δ0，j＝0

圖2 擬動(dòng)力子結(jié)構(gòu)試驗(yàn)過程中各步實(shí)測(cè)層剛度計(jì)算方法原理圖

1．1．3 擬動(dòng)力子結(jié)構(gòu)試驗(yàn)方法 加固后的擬動(dòng)力子結(jié)構(gòu)試驗(yàn)方法，采用哈爾濱工業(yè)大學(xué)吳斌教授提出的，且在加固前驗(yàn)證可行并成功應(yīng)用于加固前系統(tǒng)模型擬動(dòng)力子結(jié)構(gòu)試驗(yàn)的等效力控制方法［12－15］。加固后擬動(dòng)力子結(jié)構(gòu)試驗(yàn)仍采用為Elcentro地震動(dòng)記錄（S－N），選取前6 s的記錄做試驗(yàn)，時(shí)間步長(zhǎng)為0．02 s，地震動(dòng)峰值加速度分別為220 gal。本次擬動(dòng)力子結(jié)構(gòu)試驗(yàn)采用試驗(yàn)子結(jié)構(gòu)為底部2層計(jì)算子結(jié)構(gòu)為上部4層的擬動(dòng)力子結(jié)構(gòu)試驗(yàn)，3層只作為施力層加載，計(jì)算子結(jié)構(gòu)的恢復(fù)力模型采用線性恢復(fù)力模型。

1．2 加載裝置及測(cè)點(diǎn)布置

試驗(yàn)裝置包括豎向加載裝置和水平加載裝置，如圖3、圖4所示：1）豎向荷載通過3層頂面8臺(tái)500 k N千斤頂和反力架施加，每個(gè)墻片采用一級(jí)分配梁。千斤頂上的反力架通過豎向鋼筋拉結(jié)，鋼筋與試驗(yàn)室地板通過螺栓連接形成自錨系統(tǒng)，分配梁的傳力點(diǎn)設(shè)鋼滾軸。各千斤頂施加的恒定豎向荷載見表1。2）水平荷載通過分別在3層和2層頂樓板處連接1個(gè)630 k N作動(dòng)器以及1層頂樓板處連接1個(gè)250 k N作動(dòng)器來施加。文中模型層間相對(duì)位移采用6個(gè)高精位移計(jì)（LVDT）進(jìn)行測(cè)量，每層2個(gè)放在每層頂對(duì)稱位置，均在水平作動(dòng)器作用方向且遠(yuǎn)離水平作動(dòng)器加載一面，取其平均值為層間相對(duì)位移實(shí)測(cè)值。

圖3 豎向加載裝置及千斤頂布置示意圖

表1 各千斤頂施加荷載表

圖4 水平加載裝置照片

2 加固前后模型試驗(yàn)結(jié)果及對(duì)比分析

2．1 加固后擬動(dòng)力子結(jié)構(gòu)試驗(yàn)結(jié)果及破壞過程

圖5為模型各層的位移時(shí)程曲線。圖6給出了地震動(dòng)峰值加速度為220 gal時(shí)試驗(yàn)子結(jié)構(gòu)層剪力－層間位移滯回曲線。加固后模型進(jìn)行擬動(dòng)力子結(jié)構(gòu)試驗(yàn)時(shí)，在地震動(dòng)步數(shù)90步之前，無異?，F(xiàn)象。當(dāng)達(dá)到91步時(shí)，①軸框架柱與后澆帶連接處粘鋼處發(fā)出清脆的“啪啪”聲，這是由模型粘鋼膠斷裂產(chǎn)生的，同時(shí)可以看到粘貼鋼板處會(huì)產(chǎn)生混凝土灰塵，伴隨沉悶的“砰砰”聲。此時(shí)從位移時(shí)程曲線可以看出，此時(shí)正接近正向第1個(gè)峰值點(diǎn)（即1．82 s時(shí)，作動(dòng)器出力狀態(tài)為拉），而從1層的層剪力－層位移滯回曲線可以看到正向峰值點(diǎn)附近曲線有明顯的突變，1層層剪力達(dá)到462 k N，層間位移達(dá)到9．76 mm，此時(shí)①軸框架柱與后澆帶連接處粘鋼加固部位已經(jīng)發(fā)生破壞，接著由損壞后的模型繼續(xù)承擔(dān)地震力，層間剪力和層間位移繼續(xù)增大。當(dāng)達(dá)到第94步時(shí)，即達(dá)到正向第1個(gè)峰值點(diǎn)，2層①軸附近圈梁負(fù)彎矩區(qū)粘鋼加固部位出現(xiàn)類似第91步時(shí)①軸框架柱與后澆帶連接處粘鋼處發(fā)生的現(xiàn)象，此時(shí)2層層間剪力為462 k N，層間位移為3．77 mm，此處粘鋼加固部位也已經(jīng)發(fā)生破壞。

圖5 模型各層位移時(shí)程曲線

圖6 加固后試驗(yàn)子結(jié)構(gòu)層滯回曲線

隨后又進(jìn)入平穩(wěn)的試驗(yàn)階段，不久后③軸框架柱與后澆帶連接處粘鋼在第107步地震動(dòng)（此時(shí)1層層剪力為－589 k N，層間位移為－16．37 mm，負(fù)號(hào)表示作動(dòng)器出力狀態(tài)為推）、2層③軸附近圈梁粘鋼在第110步（即2．2 s，從位移時(shí)程曲線可以看出，此時(shí)模型達(dá)到負(fù)向的峰值點(diǎn)，作動(dòng)器出力狀態(tài)為推，此時(shí)2層層剪力為－633 k N，層間位移為－9．74 mm）均發(fā)生與前面同樣現(xiàn)象，同樣可以從一層滯回曲線看出在107步發(fā)生明顯的折點(diǎn)。

經(jīng)歷2次有明顯現(xiàn)象產(chǎn)生的破壞后，由于已經(jīng)經(jīng)歷了地震動(dòng)加速度峰值，沒有再出現(xiàn)超出前面的結(jié)構(gòu)反應(yīng)，試驗(yàn)再次進(jìn)入了平穩(wěn)的試驗(yàn)階段，且直至整個(gè)試驗(yàn)過程結(jié)束，再無明顯現(xiàn)象產(chǎn)生。

2．2 加固后擬動(dòng)力子結(jié)構(gòu)破壞形態(tài)

擬動(dòng)力試驗(yàn)后對(duì)模型進(jìn)行檢查，破壞主要發(fā)生在柱與后澆帶連接處粘鋼，以及2層頂圈梁負(fù)彎矩處和混凝土樓板上粘鋼，具體破壞形態(tài)及原因分析如下詳述：

圖7為2層圈梁③軸附近粘鋼的破壞形態(tài)，其為作動(dòng)器在推力作用下破壞的：側(cè)面粘鋼部位混凝土整塊被拉裂，從而引起粘貼的鋼板失效，其形態(tài)為裂縫從鋼板端部位置向混凝土內(nèi)部發(fā)展了的斜裂縫；混凝土樓板上粘鋼，一端粘鋼膠與混凝土粘貼面被撕裂導(dǎo)致鋼板失效。圖8給出了2層圈梁①軸附近粘鋼的破壞形態(tài)，其為作動(dòng)器在拉力作用下破壞的：側(cè)面粘鋼部位及混凝土樓板上粘鋼均為一端粘鋼膠與混凝土粘貼面被撕裂導(dǎo)致鋼板失效。

圖7 2層圈梁③軸附近粘鋼的破壞形態(tài)

圖8 2層圈梁①軸附近粘鋼的破壞形態(tài)

圖9給出柱與后澆帶連接處①軸附近粘鋼的破壞形態(tài)，其為作動(dòng)器在拉力作用下破壞的：側(cè)面粘鋼部位混凝土整塊被拉裂，同時(shí)粘鋼膠與混凝土粘貼面被撕裂，導(dǎo)致粘鋼失效，而彎折粘貼于柱側(cè)面的鋼板沒有破壞。圖10給出柱與后澆帶連接處③軸附近粘鋼的破壞形態(tài)，其為作動(dòng)器在推力作用下破壞的：側(cè)面粘鋼膠與混凝土粘貼面被撕裂，同時(shí)后澆帶與混凝土柱連接處混凝土被拉裂，導(dǎo)致粘鋼失效，而彎折后貼于柱側(cè)面的鋼板依然完好。

上述粘鋼的破壞形態(tài)基本為鋼板端頭的脆性剝離破壞，這是由于粘鋼加固用的粘鋼膠彈性模量很低，表現(xiàn)為明顯的脆性性能，非常容易斷裂，在地震作用下與鋼板和混凝土無法協(xié)調(diào)變形，從而出現(xiàn)混凝土被拉裂或粘鋼面被撕裂致使粘鋼失效。

轉(zhuǎn)換層托梁粘貼鋼板部位端頭處用螺栓進(jìn)行過錨固處理（圖11），在擬動(dòng)力試驗(yàn)后，無以上形式破壞。由此可見，粘鋼加固時(shí)，將鋼板進(jìn)行彎折粘貼于與加固面垂直的平面上或者采用螺栓打孔進(jìn)行錨固處理，可提高加固面的承載能力。然而，隨著地震荷載的增加，錨栓承擔(dān)的外張力以及剪力都會(huì)加大，即鋼板對(duì)錨栓的“剪撬”作用會(huì)加大，同時(shí)螺栓周圍混凝土所需承擔(dān)的內(nèi)力也會(huì)加大，最后會(huì)因?yàn)閮?nèi)力過大導(dǎo)致混凝土局部被壓碎或者混凝土構(gòu)件從螺栓孔部位開裂，粘鋼端頭錨栓的作用削弱，最終鋼板端頭還是會(huì)發(fā)生脆性撕裂破壞。因此，粘鋼加固在地震作用下，表現(xiàn)為極為典型的脆性剝離破壞，應(yīng)慎用于結(jié)構(gòu)體系構(gòu)件的震后修復(fù)加固。

同時(shí)，模型中所有粘貼玻璃纖維布的位置，沒有產(chǎn)生玻璃纖維布被剝離或者被拉斷的現(xiàn)象，所加固構(gòu)件也未產(chǎn)生新的裂縫。從總體來看，用環(huán)向纏繞封閉式粘貼GFRP加固的構(gòu)件，有較好的延性，仍有繼續(xù)抵抗地震力作用的潛力。而模型中的裂縫灌膠并沒有對(duì)裂縫處混凝土起到良好的粘結(jié)作用，裂縫處仍是模型的薄弱部位。

圖9 柱與后澆帶連接處①軸附近粘鋼的破壞形態(tài)

圖10 柱與后澆帶連接處③軸附近粘鋼的破壞形態(tài)

圖11 一層頂框架梁側(cè)粘鋼處錨固處理圖

2．3 加固前后擬動(dòng)力子結(jié)構(gòu)試驗(yàn)結(jié)果對(duì)比分析

圖12給出了加固前后模型在峰值加速度220 gal作用下試驗(yàn)子結(jié)構(gòu)層滯回曲線比較曲線。從滯回曲線的對(duì)比情況來看，加固前后試驗(yàn)?zāi)Ｐ驮?20 gal時(shí)具有基本相當(dāng)?shù)暮哪苣芰?，說明采用本文綜合加固的方法對(duì)試驗(yàn)?zāi)Ｐ瓦M(jìn)行震后修復(fù)，是可以保證試驗(yàn)?zāi)Ｐ图庸毯蟮膭?dòng)力性能和抗震性能的。而粘鋼部位發(fā)生撕裂破壞后，模型的層間剪力及層間位移還有繼續(xù)增長(zhǎng)的趨勢(shì)，進(jìn)一步說明了用環(huán)向纏繞封閉式粘貼GFRP加固的構(gòu)件，有較好的延性，仍有繼續(xù)抵抗地震作用的潛力。

圖12 加固前后試驗(yàn)子結(jié)構(gòu)層滯回曲線比較曲線

2．4 剛度試驗(yàn)結(jié)果及分析

模型加固前在峰值加速度為35 gal的力控制擬動(dòng)力子結(jié)構(gòu)試驗(yàn)前進(jìn)行過1次初始剛度測(cè)試，在峰值加速度為110 gal的等效力控制擬動(dòng)力子結(jié)構(gòu)試驗(yàn)前進(jìn)行過1次初始剛度測(cè)試，模型加固修復(fù)后又進(jìn)行過1次初始剛度測(cè)試，剛度測(cè)試結(jié)果見表2。這里需要指出的是，在進(jìn)行110 gal等效力控制擬動(dòng)力子結(jié)構(gòu)試驗(yàn)前進(jìn)行了大量的位移控制方法的試驗(yàn)測(cè)試研究，導(dǎo)致試驗(yàn)?zāi)Ｐ驮谶M(jìn)行110 gal等效力控制擬動(dòng)力子結(jié)構(gòu)試驗(yàn)時(shí)，模型已經(jīng)發(fā)生輕微破壞，尤其是后澆帶與柱連接處所植鋼筋產(chǎn)生了較大的塑性變形導(dǎo)致連接面處混凝土開裂，導(dǎo)致試驗(yàn)?zāi)Ｐ蛣偠扔兴档汀?/p>

從表2中看出，加固后測(cè)試的試驗(yàn)?zāi)Ｐ统跏紕偠容^力控制前（即試驗(yàn)?zāi)Ｐ妥畛醯某跏紕偠龋┑膭偠鹊?，但是較加固前進(jìn)行等效力控制前測(cè)試的初始剛度要高，說明經(jīng)過粘鋼、環(huán)向纏繞封閉式粘貼GFRP和壓力灌膠修補(bǔ)裂縫的加固方法能很大程度的恢復(fù)受損結(jié)構(gòu)的剛度，但是模型由于“地震”后出現(xiàn)了內(nèi)部損傷，特別是對(duì)于混凝土和砌體材料非線性比較復(fù)雜的材料，經(jīng)過上述加固后很難達(dá)到新建結(jié)構(gòu)的剛度。需要注意的是，本文加固方案中未對(duì)3層進(jìn)行任何加固措施，而3層剛度能在對(duì)1層、2層進(jìn)行加固后提高到進(jìn)行等效力控制擬動(dòng)力子結(jié)構(gòu)試驗(yàn)時(shí)的剛度，更進(jìn)一步說明3層在等效力控制擬動(dòng)力子結(jié)構(gòu)試驗(yàn)前后基本沒有進(jìn)一步破壞，其剛度的減少只是由于下部結(jié)構(gòu)發(fā)生破壞引起的，同時(shí)也說明2層頂連梁對(duì)3層剛度影響很大，對(duì)連梁進(jìn)行加固能有效提高與連梁相連層的剛度。

表3給出了加固前峰值加速度為220 gal與加固后220 gal時(shí)峰值點(diǎn)等效剪切剛度比較，可以看出加固后220 gal時(shí)試驗(yàn)?zāi)Ｐ屯嘶蟮姆逯迭c(diǎn)剛度較加固前220 gal時(shí)試驗(yàn)?zāi)Ｐ屯嘶蟮姆逯迭c(diǎn)要高將近兩倍，此時(shí)模型中的粘鋼已經(jīng)破壞退出工作，而粘貼的玻璃纖維布基本完好，說明在柱、剪力墻等構(gòu)件上環(huán)向纏繞玻璃纖維布的加固方法可以有效的提高試驗(yàn)?zāi)Ｐ偷膭偠取?/p>

表2 模型初始剛度對(duì)比

表3 加固前后峰值點(diǎn)剛度比較

3 結(jié)論

1）首次完成了震損房屋加固后的擬動(dòng)力抗震性能試驗(yàn)，結(jié)果表明經(jīng)合理修復(fù)加固的框支配筋砌塊短肢砌體剪力墻多層結(jié)構(gòu)仍具有較好的抗震性能。

2）在地震作用下，粘鋼加固在失效前能提高結(jié)構(gòu)的剛度及抗震承載力，但無論采用端部彎折甚至錨拴都無法改變粘鋼加固脆性破壞的特征，因此，粘鋼加固方法應(yīng)慎用于結(jié)構(gòu)體系構(gòu)件的震后修復(fù)加固，可適用于承受靜載作用為主的板和次梁等非結(jié)構(gòu)體系構(gòu)件的加固。

3）在柱、剪力墻等構(gòu)件上環(huán)向纏繞玻璃纖維布的加固方法可以有效的提高試驗(yàn)?zāi)Ｐ偷膭偠群脱有?，在結(jié)構(gòu)抗震加固中使用是可行的；僅采壓力灌膠方法進(jìn)行裂縫修補(bǔ)并不能改變構(gòu)件的薄弱部位，該方法只是對(duì)加固方法的一種輔助。

4）連梁對(duì)配筋砌塊剪力墻層剛度影響很大，對(duì)連梁進(jìn)行加固能有效提高與連梁相連配筋砌塊剪力墻層的剛度。

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