陶 毅 ，古金本 ，信 任 ，姚繼濤

（西安建筑科技大學(xué)土木工程學(xué)院，陜西 西安 710055）

砌體結(jié)構(gòu)由于自重大、強(qiáng)度低、整體性差等一系列原因，導(dǎo)致其在地震作用下會(huì)遭受嚴(yán)重的破壞[1].近幾年國內(nèi)外的震害研究已經(jīng)表明，多層砌體結(jié)構(gòu)在地震作用下主要呈現(xiàn)出3種破壞模式[2-7]：窗間墻破壞、窗下墻破壞以及二者兼有的混合破壞模式，這些破壞模式主要與墻體洞口尺寸相關(guān).

纖維增強(qiáng)復(fù)合材料（FRP）作為一種高強(qiáng)、輕質(zhì)、耐久性好的復(fù)合材料，近年來已經(jīng)被廣泛應(yīng)用于結(jié)構(gòu)加固和修復(fù)[8-10].已有的FRP加固砌體結(jié)構(gòu)的研究已經(jīng)表明[11-13]，采用FRP加固可以有效地提高砌體結(jié)構(gòu)的抗震性能，包括承載力、延性、耗能能力等具體指標(biāo).FRP網(wǎng)格是一種具有雙向（或多向）纖維的新型復(fù)合材料，尤其適合加固如墻、板等面積較大的結(jié)構(gòu)構(gòu)件[14-16].

目前針對FRP網(wǎng)格加固砌體墻體的研究較少，且都針對FRP網(wǎng)格加固無洞口砌體墻肢[17-19].由于洞口為薄弱區(qū)，如何有效加固含洞口的砌體墻體仍待深入研究.多層開洞砌體墻體的破壞模式更加復(fù)雜，此前大部分研究針對加固單獨(dú)墻肢，對FRP加固多層開洞墻體沒有研究，修復(fù)此類砌體結(jié)構(gòu)的性能與其破壞模式、加固目標(biāo)等因素相關(guān)，如何選擇加固方案、評估加固效果是本文的意義所在.同時(shí)，當(dāng)加固方案適當(dāng)時(shí)，加固量與加固效果成正比，雖然加固量的增加通?？梢赃_(dá)到更好的修復(fù)效果，但確定使結(jié)構(gòu)承載力完全恢復(fù)的加固量（最小加固量）對結(jié)構(gòu)的安全性有十分重要的意義.因此，本文以FRP網(wǎng)格加固震損多層開洞砌體墻體為研究對象，以加固結(jié)構(gòu)的響應(yīng)及最小加固量的建議值為研究目標(biāo).

本次進(jìn)行了一個(gè)1∶3縮尺模型的3層砌體開洞墻體的擬靜力試驗(yàn).模型墻體首先在低周往復(fù)作用下?lián)p傷，之后采用單面外貼碳纖維增強(qiáng)復(fù)合材料（CFRP）網(wǎng)格方式進(jìn)行加固.研究了加固前后墻體的受力機(jī)理、破壞模式及抗震性能以及CFRP網(wǎng)格加固對墻體抗震性能的恢復(fù)效果.依據(jù)試驗(yàn)結(jié)果提出了CFRP網(wǎng)格修復(fù)震損多層砌體開洞墻體的加固設(shè)計(jì)建議.加固方案的設(shè)計(jì)基于最小加固量確定，通過評價(jià)其加固效果和分析結(jié)構(gòu)響應(yīng)，最終提出最小加固量建議.

1 試驗(yàn)概況

1.1 模型墻體及試驗(yàn)設(shè)計(jì)

本研究首先通過有限元試算，設(shè)計(jì)出一個(gè)發(fā)生窗下墻破壞的多層砌體開洞墻體.模型墻體（URM）為一個(gè)1∶3縮尺的3層無配筋砌體開窗洞模型，模型墻體層高為1 m，墻體長度為3 m.模型墻體頂部及底部設(shè)置有鋼筋混凝土梁用以支撐墻體和施加豎向荷載.每層墻體有3個(gè)相同尺寸的窗洞口，洞口尺寸為600 mm × 400 mm.每個(gè)洞口頂部設(shè)置有鋼筋混凝土過梁，其中3層洞口頂部過梁與模型墻體頂梁重合.墻體端部設(shè)置有橫墻，模型墻體如圖1所示，圖中：AB、BC、CD分別為對應(yīng)層的窗下墻區(qū)域；B、C、D分別為對應(yīng)層的窗間墻區(qū)域，模型墻體按《砌體結(jié)構(gòu)工程施工規(guī)范（GB50924—2014）》[17]要求進(jìn)行砌筑.

圖 1 多層砌體開洞墻體模型Fig.1 Description of multi-storey unreinforced masonry wall with openings

本試驗(yàn)設(shè)計(jì)包括模型墻體的擬靜力試驗(yàn)、震損墻體的CFRP網(wǎng)格修復(fù)施工、加固墻體（CRM）的擬靜力試驗(yàn).

1.2 材料參數(shù)

模型墻體的砌筑采用實(shí)心黏土磚，黏土磚尺寸為 240 mm × 115 mm × 53 mm.砌筑過程中，按照《砌體結(jié)構(gòu)工程施工規(guī)范（GB50924—2014）》[20]留取砌塊、砂漿、砌體、混凝土試件，以測定其28 d強(qiáng)度，所測得的強(qiáng)度見表1.

表 1 砌體抗壓強(qiáng)度Tab.1 Compressive strength of masonry wall MPa

采用雙向等強(qiáng)的CFRP網(wǎng)格進(jìn)行加固，加固時(shí)，采用CFRP布增強(qiáng)洞口部位，采用Sika-330環(huán)氧樹脂膠粘接介質(zhì)，材料參數(shù)見表2.

表 2 材料性能Tab.2 Material properties

1.3 加載裝置及加載制度

加載系統(tǒng)分為豎向與水平兩部分.由頂部千斤頂施加的豎向荷載通過分配梁作用于墻體，豎向荷載為0.75 MPa并在整個(gè)試驗(yàn)過程中保持恒定.水平荷載通過3個(gè)MTS電液伺服作動(dòng)器分別施加在各層墻體的層高處，頂層作動(dòng)器為位移控制，第1、2層作動(dòng)器采用追隨方式與第3層荷載實(shí)現(xiàn)倒三角荷載分布，加載裝置如圖2所示.

圖 2 試驗(yàn)加載裝置Fig.2 Test setup

試驗(yàn)采用擬靜力加載模擬地震作用，加載方式按照《建筑抗震試驗(yàn)規(guī)程（JGJ/T 101—2015）》[21]進(jìn)行加載.試驗(yàn)時(shí)，首先施加豎向荷載，并在試驗(yàn)過程中保持其恒定不變.針對水平荷載，試驗(yàn)全程采用位移控制.對于素墻，在墻片開裂前，每級位移往復(fù)加載 2次，開裂后每級位移往復(fù)加載 1次，位移梯度設(shè)置為1 mm，直到墻體的承載力下降到極限荷載的85%或墻體出現(xiàn)嚴(yán)重破壞終止.加固墻體的加載歷程與素墻相同，即加固墻片在每級位移下往復(fù)加載2次至素墻的開裂位移，之后每級位移往復(fù)加載 1次，直至加固墻體的承載力下降到最大荷載的85%或墻體出現(xiàn)嚴(yán)重破壞終止.加載制度如圖3.

圖 3 試驗(yàn)加載方式Fig.3 Loading method

1.4 測量裝置

在每層墻體的層高處布設(shè)位移計(jì)以測量其水平位移，針對加固墻體，在CFRP網(wǎng)格沿纖維方向布設(shè)應(yīng)變片，量測系統(tǒng)如圖4所示.同時(shí)，本次試驗(yàn)采用粒子圖像技術(shù)測量第1、2層的變形.

圖 4 量測系統(tǒng)Fig.4 Measuring system

2 試驗(yàn)描述

2.1 URM墻體試驗(yàn)

URM墻的破壞過程可以分為彈性階段、變形發(fā)展階段、強(qiáng)度退化3個(gè)階段.當(dāng)頂層位移加載 ≤±7 mm時(shí)，墻體變形處于彈性階段，墻體無裂縫出現(xiàn).當(dāng)頂層完成第一次 ±7 mm循環(huán)加載后，第2層端部的窗下墻2-CD區(qū)域沿灰縫首先出現(xiàn)裂縫，其他部位無裂縫產(chǎn)生，隨后每級位移加載只循環(huán)一次.

變形發(fā)展階段對應(yīng)的頂層側(cè)移為 ±8～±15 mm：在頂部位移達(dá)到 +8 mm時(shí)，第2層的另外兩個(gè)窗下墻2-AB、2-BC區(qū)域從第1層洞口邊緣開始出現(xiàn)裂縫，同時(shí)窗下墻2-CD有新裂縫出現(xiàn)；在頂層位移達(dá)到 +10 mm時(shí)，第2層窗下墻（2-AB、2-BC、2-CD）裂縫均進(jìn)一步增多并發(fā)展，但墻體其他區(qū)域無裂縫產(chǎn)生；當(dāng)頂層完成 ±11 mm循環(huán)加載后，第2層窗下墻2-AB、2-BC、2-CD均有貫通的交叉斜裂縫形成；當(dāng)頂層完成 ±12 mm循環(huán)加載后，第1層窗間墻1-B區(qū)域出現(xiàn)斜裂縫；當(dāng)頂層完成 ±13 mm循環(huán)加載后，第1層窗間墻1-C、第2層窗間墻2-B同時(shí)出現(xiàn)斜裂縫，此時(shí)第2層窗下墻原有裂縫進(jìn)一步發(fā)展；當(dāng)頂層完成 ±14 mm循環(huán)加載后，第2層窗間墻2-C出現(xiàn)斜裂縫；當(dāng)頂層完成 ±15 mm循環(huán)加載后，第 1、2層窗間墻（1-B、1-C、2-B、2-C）形成明顯的交叉斜裂縫，同時(shí)，第3層所有窗下墻（3-AB、3-BC、3-CD）區(qū)域出現(xiàn)斜裂縫.這一階段荷載增速逐步放緩，模型墻體裂縫逐步開展，變形充分發(fā)展，并達(dá)到最大荷載.

強(qiáng)度退化階段對應(yīng)的頂層側(cè)移為 ±16～±21 mm，本階段中墻體新裂縫增多不明顯，第1層窗間墻與第2層窗下墻破壞程度加劇，洞口邊緣有砌塊壓碎，當(dāng)頂層完成 ±21 mm循環(huán)加載后，荷載已下降至最大荷載的85%，墻體破壞嚴(yán)重，試驗(yàn)終止.墻體的最終破壞如圖5所示.圖5（a）墻體噴漆是粒子圖像測量（DIC）技術(shù)所需的監(jiān)測標(biāo)點(diǎn).

綜上所述，URM墻體的裂縫出現(xiàn)順序?yàn)椋旱?層窗下墻先出現(xiàn)裂縫，第1層窗間墻再出現(xiàn)裂縫，之后為第2層窗間墻，最后第3層窗下墻出現(xiàn)裂縫.由于墻體的裂縫呈現(xiàn)交叉斜裂縫，且墻體破壞首先出現(xiàn)在窗下墻區(qū)域，因此URM墻體屬于窗下墻破壞模式，且為剪切破壞.

2.2 震損URM墻體加固

震損墻體的加固方案綜合考慮了素墻的破壞機(jī)理、損傷程度、施工便捷性及加固后墻體的性能.加固方案適當(dāng)時(shí)，加固量的增加通?？梢赃_(dá)到更好的修復(fù)效果，但最小加固量作為臨界指標(biāo)對結(jié)構(gòu)的安全性起著控制作用.本文加固方案的設(shè)計(jì)著重于采用有限的材料與簡便的施工過程恢復(fù)墻體承載力，評價(jià)相應(yīng)的加固效果以及對砌體破壞模式的影響，最終提出最小加固量建議.因此，本次試驗(yàn)的加固方案采用CFRP網(wǎng)格加固震損較嚴(yán)重的區(qū)域，即第2層窗下墻和第1層窗間墻.雖然第2層窗間墻和第3層窗下墻均已破壞，尤其第3層損傷較小，且開裂后破壞發(fā)展不大，說明承載力喪失不大.因此只對第2層以下區(qū)域進(jìn)行加固，同時(shí)考慮施工便捷性，采用單面加固的方式進(jìn)行.

圖 5 URM墻體最終破壞情況Fig.5 URM wall at the test end

震損墻體的加固施工過程可以簡述為：（1）首先移除待加固區(qū)破損的磚塊和砂漿，對于整塊磚受損脫落的情況，采用同等強(qiáng)度的磚塊替換；（2）用與模型墻體等強(qiáng)度的砂漿進(jìn)行破損區(qū)域的填補(bǔ)；（3）待砂漿硬化后（本次試驗(yàn)為24 h），將加固區(qū)墻體表面打磨平整，清除浮灰；（4）墻體洞口為薄弱部位，易形成損傷及出現(xiàn)較大變形，導(dǎo)致局部應(yīng)力集中.若直接采用FRP網(wǎng)加固，纖維可能由于應(yīng)力集中而發(fā)生剪壞.同時(shí)，洞口端部大變形易導(dǎo)致剝離破壞過早發(fā)生.因此，在如圖6（a）所示的洞口邊緣區(qū)域粘貼100 mm寬的CFRP布條帶，其纖維方向跨過洞口邊緣；（5）待 CFRP布條粘貼后，緊接著粘貼CFRP網(wǎng)格.

震損墻體加固24 h后，進(jìn)行加固墻體的擬靜力試驗(yàn)，如圖6所示.

圖 6 CFRP網(wǎng)格加固震損墻體Fig.6 URM wall repaired by CFRP grids

2.3 CRM墻體試驗(yàn)

加固墻體的破壞過程可以分為：彈性階段、破壞發(fā)展階段、強(qiáng)度退化階段.當(dāng)墻體頂層位移 ≤ ±3 mm，卸載時(shí)的殘余變形很?。辉陧敳课灰剖状芜_(dá)到 + 3 mm時(shí)，可聽到硬化的樹脂膠斷裂的聲音，這可歸因于已有裂縫的微小發(fā)展.

破壞發(fā)展階段對應(yīng)的側(cè)移為 ±4 ～ ±22 mm：當(dāng)墻體頂層位移 ＜ ±6 mm時(shí)，墻體雖無明顯裂縫出現(xiàn)或加寬，但可聽到有樹脂膠斷裂的聲音；在 ±6 mm工況加載完成后，未加固的第1層窗間墻1-A區(qū)域出現(xiàn)新裂縫；當(dāng)頂層位移首次達(dá)到 +7 mm工況時(shí)，第1層窗間墻1-C區(qū)域中部CFRP網(wǎng)格首先出現(xiàn)剝離破壞，該部分墻體裂縫加寬；此后每級位移水平循環(huán)一次；當(dāng) ±8 mm工況加載完成后，未加固的第1層窗間墻1-D區(qū)域出現(xiàn)新裂縫，同時(shí)加固的第1層窗間墻1-B區(qū)域近右下角CFRP網(wǎng)格出現(xiàn)剝離，相應(yīng)墻體裂縫加寬；當(dāng) ±9 mm工況加載完成后，加固的第2層端部窗下墻2-AB區(qū)域CFRP網(wǎng)格出現(xiàn)剝離，且該區(qū)域墻體出現(xiàn)新裂縫；當(dāng) ±10 mm工況加載完成后，加固的第2層端部窗下墻2-CD區(qū)域出現(xiàn)新裂縫，同時(shí)該區(qū)域中部CFRP網(wǎng)格出現(xiàn)剝離破壞，未加固的第2層窗間墻2-A區(qū)域出現(xiàn)新裂縫；當(dāng) ±11 mm工況加載完成后，加固的第1層窗間墻1-B、1-C區(qū)域的交叉斜裂縫明顯加寬，未加固的第1層窗間墻1-A、1-D區(qū)域形成明顯的交叉斜裂縫； ±1 ～ ±14 mm 工況內(nèi)，墻體破壞以已有裂縫的加寬和新的微裂縫形成為主；當(dāng) ±15 mm工況加載完成后，加固的第2層中部窗下墻2-BC區(qū)域CFRP網(wǎng)格出現(xiàn)剝離破壞，相應(yīng)區(qū)域的裂縫明顯加寬，至此，所有加固區(qū)域的CFRP網(wǎng)格均出現(xiàn)剝離破壞；隨著側(cè)移不斷地增大，第1、2層震損區(qū)域裂縫繼續(xù)加寬，且伴隨有新裂縫出現(xiàn)，其他區(qū)域仍無裂縫產(chǎn)生，CFRP網(wǎng)格剝離破壞繼續(xù)發(fā)展；當(dāng)±20 mm工況加載完成后，第3層窗下墻3-AB、3-BC、3-CD區(qū)域原裂縫加寬，此時(shí)，墻體達(dá)到負(fù)向最大承載力；之后墻體裂縫逐步開展，在 +22 mm工況達(dá)到正向的最大承載力，當(dāng) ±22 mm工況加載完成后，墻體裂縫明顯加寬，第1層窗間墻出現(xiàn)平面外鼓現(xiàn)象，所有加固區(qū)域的CFRP網(wǎng)格都出現(xiàn)剝離.

強(qiáng)度退化階段對應(yīng)的側(cè)移為 ±23～±28 mm：此階段墻體裂縫進(jìn)一步加寬，并有新裂縫出現(xiàn)，并且導(dǎo)致第1層洞口未加固區(qū)角部的砂漿和磚塊逐步破碎，第1層窗間墻平面外膨脹變形加劇，所有加固區(qū)域的CFRP網(wǎng)格都在中部出現(xiàn)大面積剝離，剝離破壞均發(fā)生在砌體中；當(dāng) ±28 mm工況加載完成后，第1層窗間墻1-B、1-C區(qū)域的CFRP網(wǎng)格剝離嚴(yán)重，相應(yīng)未加固側(cè)墻體破損嚴(yán)重，荷載也已下降至最大荷載的85%，認(rèn)為墻體破壞，試驗(yàn)終止.

綜上所述，CRM墻體的破壞發(fā)生順序?yàn)椋旱?層未加固窗間墻區(qū)域首先出現(xiàn)新裂縫，第1層加固窗間墻出現(xiàn)剝離破壞并導(dǎo)致裂縫加寬，第2層加固窗下墻區(qū)域出現(xiàn)剝離破壞并導(dǎo)致裂縫加寬，第2層未加固窗間墻區(qū)域出現(xiàn)新裂縫，第3層未加固的窗下墻區(qū)域裂縫加寬.直至試驗(yàn)終止，CFRP網(wǎng)格未完全從墻體剝離，有一部分貢獻(xiàn)來自于洞口邊緣的CFRP條帶阻止了網(wǎng)格的端部剝離.墻體最終破壞形態(tài)如圖7、8所示，加固墻體仍屬于剪切破壞.

圖 7 加固墻體最終破壞情況Fig.7 CRM wall at the test end

圖 8 加固墻體細(xì)部破壞情況Fig.8 Failure of the CRM wall

3 試驗(yàn)結(jié)果與分析

通過試驗(yàn)數(shù)據(jù)分析，從墻體的破壞模式方面，分析了加固前后模型墻體的抗震性能，探討了所選加固方案的效果.

3.1 破壞及加固機(jī)理分析

如上文所述，URM墻體在低周反復(fù)荷載作用下的破壞形式為窗下墻與窗間墻的交叉斜裂縫，窗下墻的破壞早于窗間墻，屬于窗下墻剪切破壞模式.其破壞機(jī)理為墻體受剪切破壞控制，窗下墻核心區(qū)抗剪強(qiáng)度先于窗間墻達(dá)到，且根據(jù)文獻(xiàn)[22]的結(jié)論，本試驗(yàn)墻體的窗下墻高度比窗間墻寬度小，易導(dǎo)致窗下墻破壞早于窗間墻，即形成窗下墻破壞模式.

CFRP網(wǎng)格的加固機(jī)理主要是：其高抗拉強(qiáng)度及高彈性模量可以有效地提升砌體的開裂強(qiáng)度，從而控制或延緩裂縫的出現(xiàn)和發(fā)展，墻體開裂后，未剝離的FRP網(wǎng)格對裂縫兩側(cè)砌體形成橋接作用，從而保證墻體的整體性，進(jìn)一步約束墻體的變形，達(dá)到修復(fù)震損墻體的目的；其次，其雙向纖維可以有效地限制交叉斜裂縫的發(fā)展.

CFRP網(wǎng)格加固的震損墻體在模擬地震作用下的破壞分為CFRP網(wǎng)格剝離破壞和未加固區(qū)的受剪斜裂縫破壞.破壞發(fā)生的順序?yàn)椋河傻椭粮咧饘悠茐模瑢觾?nèi)，由未加固區(qū)向加固區(qū)逐漸發(fā)展.CRM墻體的破壞仍為窗下墻與窗間墻的斜裂縫，第1層未加固的窗間墻首先出現(xiàn)破壞，加固前后墻體的破壞模式從窗下墻轉(zhuǎn)為窗間墻破壞模式.

本試驗(yàn)的加固區(qū)位于第2層窗下墻以下，加固率為17.5%（加固面積與墻體單側(cè)表面積的比值），墻體的承載力恢復(fù)到素墻的82.4%.若將出現(xiàn)損傷的部位全部加固，即對第2層窗間墻及第3層窗下墻都進(jìn)行加固，由于限制了裂縫的開展及變形，墻體的抗震受剪承載力及剛度必然得到進(jìn)一步恢復(fù).

FRP網(wǎng)格提升了加固區(qū)的開裂荷載，從而導(dǎo)致受損但未加固墻體已有裂縫明顯加劇.同時(shí)，未受損且未加固墻體的開裂早于同層加固墻體.因此，未加固區(qū)的破壞決定了加固后墻體的開裂狀態(tài).要有效提升加固墻體承載力及剛度，則需減少低層（剪力較大層）的未加固區(qū)面積無論其是否受損.針對本模型墻體，將第1、2層墻體全部加固能進(jìn)一步提升墻體的抗震受剪承載力、開裂荷載及剛度.

由此可見，加固墻體的破壞模式?jīng)Q定于加固面積、加固區(qū)域、震損程度.針對本研究采用的加固方案，墻體仍為剪切破壞，破壞模式與各層加固量及加固區(qū)域相關(guān).

3.2 滯回性能和骨架曲線

加固前后模型墻體每層的剪力與層間位移的滯回曲線及其骨架曲線如圖9、10所示.

圖 9 墻體滯回曲線Fig.9 Hysteresis curves of wall

對比墻體每層的滯回曲線和骨架曲線可以看出：（1）素墻的地震抗剪承載力為235.7 kN，采用本研究的加固方案可將震損墻體的承載力恢復(fù)到194.3 kN；（2）墻體的變形能力顯著增強(qiáng)，第 1、2、3層墻體的極限層間位移分別增大了41.1%、53.8%、28.8%；（3）由于墻體損傷較為嚴(yán)重，且加固面積有限，加固墻體的剛度未恢復(fù)到無損狀態(tài)；（4）素墻在循環(huán)加載過程中，滯回曲線呈現(xiàn)一定的捏攏現(xiàn)象，而采用CFRP網(wǎng)格加固的震損墻體滯回曲線較飽滿，表現(xiàn)出良好的耗能能力；（5）墻體整體滯回（圖 9（d））及骨架曲線（圖 10（b））和其破壞過程相對應(yīng)，針對素墻，當(dāng)頂層位移 ≤ ±7 mm 時(shí)，滯回曲線及骨架曲線基本呈直線，剛度較大，墻體處于彈性階段，之后墻體進(jìn)入變形發(fā)展階段，骨架曲線剛度明顯下降，達(dá)到最大荷載后，荷載損失加速，骨架曲線快速下降.針對加固墻體，當(dāng)頂層位移 ≤ ±3 mm時(shí)，墻體剛度較大，處于彈性階段，之后骨架曲線剛度下降，墻體進(jìn)入破壞發(fā)展階段，達(dá)到最大荷載后，骨架曲線下降速度明顯緩于素墻.

圖 10 骨架曲線Fig.10 Skeleton curves

3.3 剛度退化

根據(jù)《建筑抗震試驗(yàn)方法規(guī)程（JGJ/T 101—2015）》[18]，當(dāng)前加載循環(huán)下頂點(diǎn)割線剛度表示墻體每級循環(huán)剛度，其割線剛度為

式中：Fmax,i為第i個(gè)位移循環(huán)下的荷載最大值；Fmin,i為第i個(gè)位移循環(huán)下的荷載最小值；xmax,i為第i個(gè)位移循環(huán)下的變形最大值；xmin,i為第i個(gè)位移循環(huán)下的變形最小值.

對于開裂前每級位移水平循環(huán)兩次的工況，取每級位移水平的第1個(gè)循環(huán)計(jì)算其剛度，墻體剛度退化曲線如圖11所示，由圖11可知：（1）由于模型墻體受損嚴(yán)重，且加固面積有限，加固墻體的初始剛度低于無損素墻，加固墻體的初始剛度大約為素墻的50%；（2）對于素墻，頂層位移絕對值≤7 mm時(shí)（即彈性階段）的剛度退化明顯大于墻體進(jìn)入變形發(fā)展的剛度退化；（3）對于加固墻體，頂層位移絕對值≤6 mm時(shí)，即第1條新裂縫出現(xiàn)之前，剛度退化程度明顯大于墻體進(jìn)入破壞發(fā)展的剛度退化；（4）對比素墻，由于CFRP網(wǎng)格限制了裂縫的產(chǎn)生和發(fā)展，使加固墻體的剛度退化明顯放緩；（5）即使第3層墻體未加固，但其剛度退化依舊放緩.

圖 11 墻體各層剛度退化Fig.11 Rigidity degeneration of each floor

3.4 墻體延性

墻體的延性是指墻體屈服后，在承載力沒有明顯下降的情況下，墻體所具有的相對變形能力，采用延性系數(shù)μ來量化.由于加固后墻體各層的開裂狀態(tài)難以準(zhǔn)確捕捉從而影響延性系數(shù)的確定，因此，本試驗(yàn)對墻體整體延性系數(shù)進(jìn)行分析，加固墻體的開裂狀態(tài)以出現(xiàn)第1條新裂縫為判定標(biāo)準(zhǔn).延性系數(shù)為

式中：?u為墻體的極限位移；?y為墻體的屈服位移.

針對砌體結(jié)構(gòu)，采用文獻(xiàn)[23]提出的理想極限狀態(tài)方法來確定其屈服和極限狀態(tài)，確定的屈服及極限狀態(tài)如圖12所示，依此得出的墻體延性系數(shù)從2.35提升到加固后的2.41.由于CFRP網(wǎng)格有效地抑制并延緩了裂縫的開展和發(fā)展，使墻體的延性提升.

圖 12 墻體整體實(shí)際骨架及理想骨架曲線Fig.12 Idealized and actual skeleton curves of masonry walls

3.5 墻體耗能

墻體每級荷載下滯回環(huán)的面積表征了該級荷載下墻體的耗能能力，圖13為墻體加固前后每級荷載下的耗能能力.從圖13可以看出：（1）墻體在出現(xiàn)第1條裂縫之前，每層的耗能基本一致，反應(yīng)了墻體的彈性變形；（2）加固前后都主要靠第1、2層墻體耗能，這兩層墻體的破壞較為嚴(yán)重；（3）針對素墻，達(dá)到最大荷載后（ ±15 mm），第1層墻體耗能較第2層增加，說明第1層破壞較第2層嚴(yán)重；（4）針對加固墻體，當(dāng)所有加固區(qū)域CFRP網(wǎng)格出現(xiàn)剝離破壞（ ±15 mm）后，第1層墻體耗能較第2層增加；（5）同樣頂層側(cè)移水平下，加固前后第1、2層墻體的耗能水平基本一樣，說明通過CFRP網(wǎng)格加固，墻體的耗能能力得到恢復(fù)，隨著變形的增加，加固層墻體的耗能持續(xù)增長，而第3層墻體未加固，因此同樣頂層側(cè)移水平下，耗能能力未恢復(fù)到素墻水平；（6）加固墻體頂層位移達(dá)到 ±26 mm后，各層的耗能開始呈現(xiàn)下降趨勢，說明CFRP網(wǎng)格加固出現(xiàn)嚴(yán)重的剝離破壞，墻體損傷加劇.

圖 13 墻體各層耗能Fig.13 Energy dissipation of each floor

3.6 層間位移角

層間位移角也是評判結(jié)構(gòu)延性的一個(gè)重要指標(biāo)，圖14為墻體各層的層間位移角發(fā)展規(guī)律.由圖14可以看出：（1）由于破壞集中發(fā)生在第1、2層，這兩層的層間位移角較大；（2）CFRP網(wǎng)格加固有效地抑制了裂縫的產(chǎn)生和開展，同樣頂層側(cè)移水平下，第1、2層墻體的層間位移角基本恢復(fù)到素墻水平，但未加固的第第3層墻體層間位移角較素墻大；（3）層間位移角從第1層至第3層逐層減小，說明加固前后墻體破壞模式均呈剪切型破壞.

圖 14 墻體層間位移角Fig.14 Layer displacement angles of walls

3.7 震損多層砌體開洞墻體加固建議

根據(jù)本試驗(yàn)結(jié)果，對震損多層砌體開洞墻體的加固方案提出優(yōu)化：（1）加固材料用量一定時(shí)，增加加固面積較增加局部加固厚度更有效，因?yàn)樵黾蛹庸虆^(qū)可以有效防止新裂縫的出現(xiàn)；（2）對于震損墻體中破損嚴(yán)重的磚塊，應(yīng)在保證施工安全的前提下，將破碎磚塊替換，以免FRP網(wǎng)格不能充分發(fā)揮作用；（3）由于洞口為薄弱區(qū)，在洞口邊緣粘貼FRP條帶可以有效防止FRP網(wǎng)格過早發(fā)生剝離破壞，并防止纖維發(fā)生剪切破壞；（4）根據(jù)試驗(yàn)結(jié)果，窗下墻破壞模式較窗間墻破壞模式存在較多優(yōu)勢，窗下墻破壞不易引起結(jié)構(gòu)整體的破壞和倒塌，對結(jié)構(gòu)整體抗震性能地發(fā)揮較為有利，因此，加固策略應(yīng)以防止出現(xiàn)窗間墻破壞為目的，即優(yōu)先加固窗間墻；（5）本次試驗(yàn)的加固率為17.5%，墻體的承載力恢復(fù)到素墻的82.4%，以墻體抗剪承載力完全恢復(fù)為最小加固量評價(jià)指標(biāo)，假設(shè)加固率與加固效果線性正相關(guān)，則需要達(dá)到22%的加固率；（6）相比加固非損傷砌體墻體，震損砌體墻體的加固首先需要判斷破壞模式及震損程度，確定合適的加固策略與加固方案.已有采用FRP布加固損傷和非損傷砌體結(jié)構(gòu)的研究表明[24]，雖然FRP加固能有效地提升抗震受剪承載力及耗能能力，但FRP加固對砌體結(jié)構(gòu)剛度的提升（針對無損砌體）或恢復(fù)（針對損傷砌體）作用有限，這與本研究的結(jié)論一致.同時(shí)，加固方案一致時(shí)，震損墻體的加固效果較非受損結(jié)構(gòu)有限.

4 結(jié) 論

（1）震損多層開洞砌體墻體的加固需要依據(jù)其破壞模式和震損程度來確定加固目標(biāo)及加固策略，并選擇合適的加固方案.由于未加固區(qū)的破壞控制了結(jié)構(gòu)開裂狀態(tài)，影響墻體變形，因此，減少非加固區(qū)面積較增加加固層厚度更能有效提升加固效果.

（2）采用CFRP網(wǎng)格加固震損多層砌體開洞墻體可以有效地抑制裂縫的產(chǎn)生和開展，加固墻體的破壞形式分為CFRP網(wǎng)格剝離破壞及未加固墻體的受剪斜裂縫，破壞發(fā)生的順序?yàn)椋河傻椭粮咧饘影l(fā)生，同層墻肢范圍內(nèi)，由未加固區(qū)向加固區(qū)發(fā)展.

（3）依據(jù)加固前后多層砌體墻體破壞模式，以墻體受剪承載力完全恢復(fù)為指標(biāo)，建議的最小加固量為22%.加固區(qū)應(yīng)最大程度覆蓋剪力較大區(qū)域，并優(yōu)先加固窗間墻.

（4）CFRP網(wǎng)格加固可以有效地恢復(fù)或提升墻體的延性、變形能力、耗能能力，但墻體的初始剛度沒有恢復(fù)，加固層的抗震性能明顯優(yōu)于未加固層.

（5）洞口為薄弱部位，易發(fā)生破壞并形成應(yīng)力集中，在洞口邊緣粘貼FRP條帶可阻止FRP網(wǎng)格端部過早剝離，并防止FRP網(wǎng)格發(fā)生剪切破壞.