王嘯霆，陳 曦，王 濤，潘 鵬，李文峰，苗啟松

(1.中國地震局工程力學(xué)研究所，中國地震局地震工程與工程振動重點(diǎn)實(shí)驗(yàn)室，黑龍江，哈爾濱 150080；2.北京市建筑設(shè)計(jì)研究院有限公司，北京 100045；3.清華大學(xué)土木工程系，北京 100084)

北京地區(qū)目前存留的約5000 萬平方米砌體結(jié)構(gòu)多層住宅主要采用北京市建筑設(shè)計(jì)研究院有限公司編制的73 年乙系列、76 年1 類等住宅標(biāo)準(zhǔn)圖進(jìn)行設(shè)計(jì)，此類標(biāo)準(zhǔn)結(jié)構(gòu)多為采用橫墻承重方案的非約束砌體結(jié)構(gòu)，不能滿足現(xiàn)行抗震設(shè)防要求。

由于砌體結(jié)構(gòu)縱墻常被視為非承重墻，厚度較薄，開洞較多，在水平地震作用下更易受損。劉岸雄等[1]對汶川地震后都江堰市的砌體結(jié)構(gòu)開展了震害調(diào)查，發(fā)現(xiàn)由于縱墻開洞多、缺少構(gòu)造柱、以及預(yù)制樓屋蓋缺少有效錨固，導(dǎo)致了多層砌體結(jié)構(gòu)教學(xué)樓的倒塌。王威等[2]在總結(jié)砌體結(jié)構(gòu)在汶川地震中的震害經(jīng)驗(yàn)時指出，非承重縱墻出現(xiàn)交叉斜裂縫或者貫穿的X 型裂縫是普遍現(xiàn)象，裂縫集中在窗間墻和窗下墻位置，裂縫寬度一般超過1 mm；破壞時砂漿松動、墻體壓酥；由于連接鋼筋有限，預(yù)制樓板易發(fā)生倒懸、掉落等嚴(yán)重破壞。曲哲等[3]在對蘆山地震中砌體結(jié)構(gòu)震害調(diào)研后指出，在中低烈度區(qū)，縱墻窗間墻交叉裂縫的表面寬度不超過3 mm，多處于輕微或中等損傷，對結(jié)構(gòu)整體安全不構(gòu)成威脅；而在高烈度區(qū)，縱橫墻都會出現(xiàn)嚴(yán)重破壞，甚至引起局部倒塌；預(yù)制板樓蓋對結(jié)構(gòu)整體性的貢獻(xiàn)非常有限。

目前，針對多層砌體結(jié)構(gòu)的整體抗震加固方法主要有以下幾種：外加圈梁-鋼筋混凝土柱加固法[4]、水泥砂漿和鋼筋網(wǎng)砂漿面層加固法[5]、高延性混凝土面層加固法[6]、鋼絞線網(wǎng)-聚合物砂漿面層加固法[7]、板墻加固法[8]、基礎(chǔ)隔震加固法[9]、鋼板條帶加固法[10]等。上述方法在實(shí)施過程中多存在以下問題：施工周期長、需入戶施工，對住戶生活影響顯著，增加了經(jīng)濟(jì)和社會負(fù)擔(dān)；需要較大的施工場地，影響社區(qū)正常運(yùn)轉(zhuǎn)；現(xiàn)場濕作業(yè)較多，施工質(zhì)量控制難度大，部分方法高消耗、低環(huán)保。針對北京中心城區(qū)老舊住宅加固的特殊需求：1)盡量避免入戶施工；2)適量增加房屋套內(nèi)使用面積；3)減少現(xiàn)場濕作業(yè)量、節(jié)能減排，本文提出了裝配式RC 外套加固方案。

本文以足尺試驗(yàn)?zāi)Ｐ椭谱鳛榛A(chǔ)，梳理外套加固技術(shù)的工藝流程；重點(diǎn)介紹縱墻加載方向的試驗(yàn)現(xiàn)象和分析結(jié)果，并采用基于變形的性能評估方法對試驗(yàn)?zāi)Ｐ涂v墻方向在震前和震后的抗側(cè)性能進(jìn)行評估。

1 試驗(yàn)?zāi)Ｐ驮O(shè)計(jì)

加固目標(biāo)工程為北京市朝陽區(qū)的某5 層磚混結(jié)構(gòu)居民樓，縱向非承重外墻為370 mm 磚墻，橫向承重墻和縱向內(nèi)隔墻均為240 mm 磚墻，首、三層設(shè)有加筋磚圈梁，無RC 圈梁構(gòu)造柱，其典型開間如圖1 所示。建筑服役時間臨近設(shè)計(jì)使用壽命，材料已出現(xiàn)不同程度的劣化。依據(jù)《建筑抗震鑒定標(biāo)準(zhǔn)》(GB 50023-2009)[11]判定為后續(xù)使用年限30 年的A 類磚混結(jié)構(gòu)，抗震性能不滿足規(guī)范要求。

圖1 典型老舊砌體住宅平面圖/mmFig.1 Layout of typical old residential masonry building

采用外套加固的五層足尺磚砌體結(jié)構(gòu)模型的平面布置如圖2 所示，其中X向?yàn)榭v墻方向。試驗(yàn)體首層層高3.0 m，其余各層均2.8 m。第一、三層設(shè)置配筋磚圈梁，第五層設(shè)置現(xiàn)澆混凝土圈梁。B、C、D 軸縱墻的開洞率分別為32%、23%和40%。

圖2 試驗(yàn)?zāi)Ｐ推矫鎴D/mmFig.2 Layout of experimental model

砌體材料的強(qiáng)度等級依據(jù)實(shí)際工程現(xiàn)場實(shí)測結(jié)果確定：燒結(jié)普通磚強(qiáng)度為MU10，砂漿強(qiáng)度分別為M2.5(首層)、M1.8(二、三層)、M1.0(四、五層)和M5.0(加筋磚圈梁)。樓、屋蓋分別采用130 mm 和180 mm 厚的預(yù)制鋼筋混凝土空心板，板間縫隙采用C30 細(xì)石混凝土填實(shí)。

外套加固部分預(yù)制構(gòu)件材料強(qiáng)度C30 普通混凝土；內(nèi)置型鋼采用Q235B 級鋼材；水平、豎向分布筋、拉結(jié)鋼筋采用HRB335 級鋼筋；后澆帶及縱橫墻交接處混凝土構(gòu)造柱采用C35 細(xì)石混凝土，板縫填充C30 級CSA 無縫自流平灌漿料。

2 預(yù)制墻片外套加固工藝

預(yù)制墻片外套加固是一種整體加固策略，通過在原結(jié)構(gòu)的外圍設(shè)置混凝土墻體，構(gòu)成鋼筋混凝土外套，數(shù)值模擬結(jié)果說明此方案可以有效轉(zhuǎn)移大部分地震作用至加固結(jié)構(gòu)部分[12]。

如圖2 所示，外套加固墻板包括3 種類型，分別為縱墻方向的鋼筋混凝土貼墻墻片[13]、橫墻方向的鋼骨剪力墻[14]和鋼筋混凝土陽臺板，三者通過后澆帶組成一個“外套單元”，外套單元之間采用位于樓層后澆帶內(nèi)的型鋼抗剪鍵進(jìn)行連接，外套單元與原砌體結(jié)構(gòu)則依靠后錨固化學(xué)植筋形成有效連接。屋蓋位置的鋼筋混凝土梁和各層樓板下側(cè)的對拉螺桿拉結(jié)兩側(cè)的外套單元，形成空間體系對原砌體結(jié)構(gòu)形成整體外套約束。以足尺試驗(yàn)?zāi)Ｐ偷募庸踢^程為基礎(chǔ)，外套加固方法的工藝流程可分解為6 個步驟。

2.1 作業(yè)面準(zhǔn)備

拆除砌體住宅外墻外表面的裝飾、保溫等；檢查磚砌體墻現(xiàn)狀并做相應(yīng)處理，例如圖3(a)中①所示剔除墻體中的松散砂漿后用水泥砂漿勾縫，避免后澆帶澆筑時灌漿料滲入室內(nèi)。

圖3 外套整體式加固工藝流程Fig.3 Process of jacket-retrofitting technology

2.2 連接構(gòu)造制作

外套單元與原砌體結(jié)構(gòu)通過配筋后澆帶進(jìn)行連接，須首先在砌體墻表面對應(yīng)區(qū)域內(nèi)均勻設(shè)置抗剪槽和化學(xué)錨筋。本模型加固過程中，依據(jù)原結(jié)構(gòu)開間和層高，在每層外縱墻表面設(shè)置9 個抗剪槽，如圖3(a)中②所示。門洞上方抗剪槽尺寸為180 mm(長)×180 mm(寬)×120 mm(深)，并設(shè)置有4 根 6 的縱筋及 6@60 的箍筋，縱筋長度同抗剪槽深度，保護(hù)層厚度為18 mm。縱橫墻交接處抗剪槽尺寸為150 mm(長)×150 mm(寬)×30 mm(深)，槽內(nèi)不設(shè)置鋼筋。結(jié)構(gòu)每層縱向墻體外邊緣及縱橫墻交界處等間距進(jìn)行化學(xué)植筋。植筋孔深度300 mm，間距600 mm，植筋孔內(nèi)配置一根 10鋼筋，植入深度為300 mm，孔外預(yù)留100 mm。

2.3 外套單元吊裝、就位

吊裝預(yù)制混凝土墻板至預(yù)定位置，經(jīng)垂直度校正后進(jìn)行臨時定位。本模型加固時，利用實(shí)驗(yàn)室橋式起重機(jī)，以單層單面墻的所有加固構(gòu)件為基本單位，依次吊裝120 mm 厚鋼筋混凝土貼墻墻片、200 mm 厚鋼骨混凝土剪力墻和預(yù)制陽臺板。需要注意的是：1)貼墻墻片與原結(jié)構(gòu)外墻外表面間預(yù)留20 mm 后澆灌漿縫，并采用有機(jī)條封堵(含上側(cè)，防止上部構(gòu)件施工時雜物墜入影響連接質(zhì)量，灌漿時局部打開)(圖3(a)③)；2)墻片下側(cè)預(yù)埋件與下層墻片頂面的預(yù)埋端板焊接，如圖3(a)③、④所示；3)為確保外套單元保持穩(wěn)定，須在單元內(nèi)設(shè)置適量臨時支撐，如圖3(a)⑤所示。

2.4 設(shè)置通長鋼拉桿

在外套單元水平后澆帶高度處，沿橫墻方向設(shè)置通長鋼拉桿。設(shè)置間距不宜超過《建筑抗震設(shè)計(jì)規(guī)范》(GB 50011-2010)對多層砌體房屋抗震橫墻間距的要求。本試驗(yàn)中，鋼拉桿布置在1、4 軸線上，間距6 m。鋼拉桿兩端須伸入預(yù)制鋼骨剪力墻的后澆帶內(nèi)不少于600 mm，并與預(yù)留型鋼焊接。最后旋緊鋼拉桿花籃螺栓，如圖3(a)⑥所示。

2.5 各層現(xiàn)澆作業(yè)

各層需進(jìn)行現(xiàn)澆作業(yè)的區(qū)域主要包括：門洞上方的現(xiàn)澆鋼筋混凝土過梁(圖3(a)⑦)、預(yù)制構(gòu)件之間的后澆帶(圖3(a)⑧)、外套單元與原結(jié)構(gòu)之間的預(yù)留縫和構(gòu)造柱(圖3(a)⑨)。所有預(yù)制構(gòu)件側(cè)面的胡須筋在后澆帶內(nèi)綁扎連接。過梁縱筋與貼墻墻片預(yù)留鋼筋綁扎連接?，F(xiàn)澆順序?yàn)檫^梁、后澆帶、構(gòu)造柱區(qū)域的混凝土和預(yù)留縫內(nèi)的灌漿料。在本試驗(yàn)中，過梁內(nèi)配置4 層8 6 的縱筋和 6@90的箍筋。貼墻墻片間的后澆帶內(nèi)沿縱墻方向布置2 根 12 通長鋼筋，縱筋之間用 8@200 的S 形單支箍相連，并與原砌體結(jié)構(gòu)植筋以及鋼骨混凝土剪力墻外露胡須筋進(jìn)行綁扎。鋼骨剪力墻間后澆帶內(nèi)置4 8 的縱筋和 8@200 的箍筋。外套單元和原結(jié)構(gòu)之間的構(gòu)造柱內(nèi)沿層高方向設(shè)置1 根 16通長縱筋。

2.6 頂部附加大梁澆筑

結(jié)構(gòu)頂部設(shè)置現(xiàn)澆鋼筋混凝土連系梁，如圖3(a)⑩所示結(jié)構(gòu)頂部設(shè)置現(xiàn)澆鋼筋混凝土梁5 層結(jié)構(gòu)加固施工完畢后，現(xiàn)澆頂層混凝土大梁。梁底面距原砌體結(jié)構(gòu)頂面200 mm，梁高700 mm，橫向與縱向梁體內(nèi)均配置20 根直徑25 mm 的通長鋼筋，上下各5 根，其余在兩側(cè)均勻布置成腰筋，并配置4 8@150 的箍筋。每根橫向大梁預(yù)留2 個直徑為60 mm 的水平預(yù)應(yīng)力孔道，每個孔道穿入5 束強(qiáng)度等級為1860 MPa、公稱直徑為15.2 mm的預(yù)應(yīng)力鋼絞線，試驗(yàn)前將預(yù)應(yīng)力鋼絞線拉緊，防止加載過程中混凝土構(gòu)件受拉。

3 試驗(yàn)方案

本試驗(yàn)在中國地震局工程力學(xué)研究所地震工程與工程振動實(shí)驗(yàn)室進(jìn)行。考慮試驗(yàn)?zāi)Ｐ驮诳v向的高寬比遠(yuǎn)超原型結(jié)構(gòu)，為降低傾覆彎矩影響，在第三層頂板標(biāo)高位置沿縱墻軸線布置3 臺±100 T及電液伺服作動器，如圖4 所示。

圖4 加載方式Fig.4 Loading setup

3.1 豎向荷載

為使試驗(yàn)?zāi)Ｐ偷膲w軸壓比與原型結(jié)構(gòu)保持一致，根據(jù)《建筑結(jié)構(gòu)荷載規(guī)范》(GB 50009-2012)[15]在各層樓(屋)蓋上(包含新增陽臺板區(qū)域)共計(jì)增加95 t 配重，試驗(yàn)?zāi)Ｐ透鲗淤|(zhì)量如表1 所示。

表1 試驗(yàn)?zāi)Ｐ透鲗淤|(zhì)量分布Table 1 Mass distribution of each story

3.2 擬動力加載方案

3.2.1 簡化動力模型

考慮加載點(diǎn)位于試驗(yàn)體第三層頂板位置和實(shí)驗(yàn)室加載能力，將試驗(yàn)體簡化為單自由度體系(圖5)。模型一階振型的有效質(zhì)量1Me由式(1)計(jì)算得到：

圖5 簡化動力學(xué)模型Fig.5 Simplified dynamic mass-spring model

式中：1β 為一階振型的模態(tài)參與系數(shù)；m為集中質(zhì)量矩陣；1u為歸一化后的一階振型向量；1為單位向量。

試驗(yàn)?zāi)Ｐ涂山瓶醋鞫嗯胚B跨聯(lián)肢剪力墻，僅考慮墻體剪切剛度，窗間墻的抗側(cè)剛度為邊跨墻體的2.0 倍，如圖6 所示。實(shí)際上試驗(yàn)體的配重質(zhì)量為三個開間的完全配重，但剛度卻只有實(shí)際剛度的2/3。因此，考慮對試驗(yàn)體的有效質(zhì)量1Me進(jìn)行1/3 折減，即356.35 t。

圖6 X 向試驗(yàn)體簡化示意圖Fig.6 Simplified model of X-directional test structure

3.2.2 地震動選擇及PGA 調(diào)幅

《建筑工程抗震性態(tài)設(shè)計(jì)通則(試用)》[16]中推薦Ⅱ類場地上的短周期結(jié)構(gòu)(0.0 s～0.50 s)，宜選用El-Centro 波作為結(jié)構(gòu)的設(shè)計(jì)地震動。原砌體結(jié)構(gòu)位于8 度抗震設(shè)防地區(qū)Ⅱ類場地，設(shè)防地震加速度峰值為0.20g。為使加固結(jié)構(gòu)在后續(xù)使用年限(T1=30 a)內(nèi)與原設(shè)計(jì)(T0=50 a)具有相同的概率保證，參考周錫元等[17]提出的簡化計(jì)算方法調(diào)整試驗(yàn)用強(qiáng)震動記錄的加速度峰值，地震動調(diào)幅結(jié)果如表2 所示。為了全面檢驗(yàn)加固效果，本試驗(yàn)增加了加速度峰值0.40g的加載工況。

表2 試驗(yàn)用地震動峰值加速度Table 2 Scaling of peak ground acceleration

3.3 加載履歷

本試驗(yàn)共進(jìn)行3 輪加載，第1 輪、3 輪為擬靜力加載，第2 輪為4 組擬動力加載，加載履歷如圖7所示(圖中省略各幅值動力加載結(jié)束后的自由振動過程)。擬靜力加載各幅值下循環(huán)3 次，以B、C、D 軸墻體在三層頂板位置發(fā)生相同的水平位移為控制條件。第1 輪擬靜力加載(SL-X-1 加載階段)的目的是測試相關(guān)儀器、設(shè)備的工作性能，獲取試驗(yàn)體初始抗側(cè)剛度；第2 輪擬動力加載(SL-X-2加載階段)的目的是檢驗(yàn)加固后試驗(yàn)體在各級地震作用下的抗震性能及損傷程度；最后一輪擬靜力加載的目的是考察加固后試驗(yàn)體縱向的極限抗側(cè)能力和破壞模式。

圖7 加載履歷Fig.7 Loading history

3.4 測量方案

在第1 層～3 層樓板位置，沿縱墻軸線方向共布設(shè)9 個拉線位移計(jì)，測量試驗(yàn)?zāi)Ｐ偷目v向側(cè)移，如圖8 所示。

圖8 測量方案Fig.8 Measurement scheme

4 試驗(yàn)結(jié)果分析

加固前、后采用白噪聲激振法測定試驗(yàn)?zāi)Ｐ涂v墻方向第一振型的自振頻率分別為2.46 Hz 和3.88 Hz，加固后結(jié)構(gòu)的剛度明顯提升。圖9 所示為擬靜力加載第1 階段的整體位移角-基底剪力滯回關(guān)系曲線，圖中整體位移角θ 和基底剪力V分別采用屈服位移角θy1和對應(yīng)的屈服荷載Vy1進(jìn)行歸一化處理?；跀?shù)值模擬結(jié)果[12]，采用“最遠(yuǎn)點(diǎn)法”[18]確定加固結(jié)構(gòu)的屈服位移角θy1=0.28%和屈服荷載Vy1=1505.79 kN。該階段試驗(yàn)?zāi)Ｐ偷淖畲笪灰品禐?.5θy1，相應(yīng)的最大基底剪力約為0.5Vy1。加固結(jié)構(gòu)縱墻初始剛度為121.26 kN·mm-1(正向)和112.03 kN·mm-1(負(fù)向)。

圖9 SL-X-1 加載階段滯回曲線Fig.9 Hysteretic curves in longitudinal direction during the SL-X-1 loading phase

在該階段中，當(dāng)整體位移達(dá)到9.0 mm(整體位移角θ=0.10%)時，首層PC 貼墻墻片出現(xiàn)水平裂縫，最大裂縫寬度為0.05 mm；當(dāng)位移到達(dá)12 mm(整體位移角θ=0.14%)時，前述水平裂縫小幅延伸，未出現(xiàn)新的水平裂縫，首層PC 陽臺板底部后澆帶內(nèi)出現(xiàn)微小裂縫，卸載后所有裂縫完全閉合。依據(jù)《建(構(gòu))筑物地震破壞等級劃分》(GB/T 24335-2009)[19]對裂縫程度的定義，上述裂縫屬于輕微裂縫和細(xì)微裂縫，對構(gòu)件承載力不產(chǎn)生明顯影響。

4.1 不同強(qiáng)度地震作用下的抗震性能

圖10 給出了SD-X 加載階段試驗(yàn)?zāi)Ｐ偷恼w位移角-基底剪力滯回曲線。試驗(yàn)?zāi)Ｐ驮诓煌瑥?qiáng)度地震作用下的累積滯回耗能隨時間變化情況則如圖11 所示。試驗(yàn)?zāi)Ｐ偷奈灰品逯淀憫?yīng)、荷載峰值響應(yīng)、累積滯回耗能峰值隨地震動加速度峰值變化的趨勢分別如圖12(a)～圖12(d)所示。圖10～圖12均采用屈服位移角θy1、屈服荷載Vy1和屈服耗能Ey1=(0.5θy1Vy1)進(jìn)行歸一化處理。

圖10 縱向擬動力加載滯回曲線Fig.10 Hysteretic curves in longitudinal direction during the SD-X loading phase

圖11 試驗(yàn)?zāi)Ｐ屠鄯e滯回耗能Fig.11 Hysteretic energy-dissipation of test model

圖12 試驗(yàn)?zāi)Ｐ椭饕卣痦憫?yīng)隨PGA 變化的趨勢Fig.12 Responses variation of test model corresponding to PGA

DL-X-1 加載階段：首、二層PC 貼墻墻板和PC 陽臺板已有裂縫重新張開，但并未延伸，也沒有新裂縫產(chǎn)生。加載結(jié)束后，裂縫完全閉合；原砌體結(jié)構(gòu)墻體未出現(xiàn)裂縫。DL-X-2 加載階段：既有裂縫出現(xiàn)延伸，但延伸長度較小。DL-X-3 加載階段：門洞上方混凝土后澆帶沿冷縫出現(xiàn)寬度1.0 mm的裂縫。DL-X-4 加載階段：首、二層PC 貼墻墻片和PC 陽臺板上已有裂縫明顯延伸，部分裂縫長度達(dá)到1.0 m；C 軸磚墻沒有明顯裂縫。

圖13 所示為不同強(qiáng)度地震作用下，加固結(jié)構(gòu)各層在正負(fù)方向上經(jīng)歷的最大層間位移角。最大層間變形均發(fā)生在試驗(yàn)?zāi)Ｐ偷诙?，分別為0.025% rad(0.0525g)、0.063% rad(0.15g)、0.126% rad(0.30g)和0.160% rad(0.40g)。對于加固后的結(jié)構(gòu)模型，由于砌體結(jié)構(gòu)部分承擔(dān)了大部分豎向荷載，是實(shí)現(xiàn)大震不倒設(shè)計(jì)目標(biāo)的關(guān)鍵因素，因此，以表3所列國內(nèi)外部分學(xué)者針對砌體結(jié)構(gòu)層損傷狀態(tài)提出的層間位移角限值為依據(jù)，判斷加固結(jié)構(gòu)所處的損傷狀態(tài)并判定其是否滿足預(yù)期的性能目標(biāo)。其中，文獻(xiàn)[28]針對有圈梁無構(gòu)造柱的磚砌體結(jié)構(gòu)，更加適用于本文的無構(gòu)造柱砌體結(jié)構(gòu)。據(jù)此，可以判斷加固后的砌體結(jié)構(gòu)在不同地震水準(zhǔn)下分別處于完好、基本完好、輕微破壞和中等破壞狀態(tài)，滿足“小震不壞、中震可修、大震不倒”的三水準(zhǔn)設(shè)防目標(biāo)。

圖13 SD-X 加載階段層間位移角峰值Fig.13 Peak values of inter-story drift ratio in the SD-X loading phase

表3 砌體結(jié)構(gòu)各損傷狀態(tài)對應(yīng)層間位移角限值的比較Table 3 Comparison of inter-story drift angle limits associated with damage states of masonry structures

4.2 震后受損結(jié)構(gòu)的性能評估

SL-X-2 加載階段：整體位移δ 達(dá)到9 mm(θ=0.10%)時，首層貼墻墻片的底部出現(xiàn)水平受彎裂縫(圖14(b))。整體位移δ達(dá)到80 mm(θ=0.93%)后，C 軸磚墻出現(xiàn)剪切斜裂縫。在此之前，原砌體結(jié)構(gòu)部分未見裂縫開閉，可以推斷加固結(jié)構(gòu)的塑性耗能主要由PC“外套單元”承擔(dān)；而在此之后，試驗(yàn)體承載力開始下降，直至試驗(yàn)結(jié)束。導(dǎo)致試驗(yàn)?zāi)Ｐ妥罱K失效的破壞主要集中于后澆帶冷縫位置：門洞上方后澆圈梁根部混凝土壓潰，部分圈梁的根部鋼筋露出(圖14(a))；首層預(yù)制鋼砼貼墻墻片與底部后澆帶之間形成水平貫通裂縫，后澆帶部分保護(hù)層混凝土剝落(圖14(b))；預(yù)制鋼砼陽臺板沿后澆帶截面形成通縫，削弱了PC“外套”的整體性(圖14(c))；C 軸砌體墻于2、3 軸間位置出現(xiàn)斜裂縫，豎向貫穿約12 皮磚(圖14(d))。

圖14 試驗(yàn)?zāi)Ｐ蛽p傷情況(SL-X-2 加載階段)Fig.14 Damage of test model (SL-X-2 loading phase)

圖15 為SL-X-2 加載階段的標(biāo)準(zhǔn)化滯回曲線，同樣根據(jù)“最遠(yuǎn)點(diǎn)法”獲得試驗(yàn)?zāi)Ｐ驼鸷蟮那c(diǎn)，分別為(-0.46% rad，-1524.38 kN)和(0.41% rad，1550.36 kN)，與數(shù)值模擬結(jié)果相比，屈服荷載幾乎無變化，而屈服位移則增長為θy1的1.57 倍左右。震后試驗(yàn)?zāi)Ｐ偷姆逯党休d力為1816.76 kN(正向)、-1741.77 kN(負(fù)向)，僅約為數(shù)值模型的屈服承載力的1.15 倍，相比于數(shù)值模型的峰值承載力2174.77 kN，下降了約18.2%。

圖15 SL-X-2 加載階段滯回曲線和骨架線Fig.15 Hysteretic loops and envelop curve in the SL-X-2 loading phase

如圖16 所示，與SL-X-1 擬靜力加載階段相比，試驗(yàn)?zāi)Ｐ偷某跏紕偠劝l(fā)生顯著下降，降幅約為55%。與震前(SL-X-1 加載階段終點(diǎn))相比，試驗(yàn)?zāi)Ｐ驮谡?、?fù)向分別出現(xiàn)35.1%和29.3%的降幅。試驗(yàn)?zāi)Ｐ驮赟L-X-1 和SL-X-2 擬靜力加載階段各幅值下的強(qiáng)度退化情況如圖17 所示，承載力下降幅度始終保持在7%以內(nèi)，比較穩(wěn)定。

圖16 SL-X-2 加載階段割線剛度退化Fig.16 The degradation of secant stiffness in the SL-X-2 loading phase

圖17 SL-X-2 加載階段承載力退化Fig.17 The degradation of bearing capacity in the SL-X-2 loading phase

結(jié)合表4 和圖18 所示的對比內(nèi)容可以發(fā)現(xiàn)，震后加固試驗(yàn)體的骨架線呈現(xiàn)出屈服點(diǎn)外移和峰值點(diǎn)內(nèi)縮的趨勢，延性系數(shù)μ也由4.14 降低至約2.65。雖然模擬地震作用(SD-X 加載階段)未對結(jié)構(gòu)造成嚴(yán)重破壞，但其性能依然出現(xiàn)全方位下降。

圖18 試驗(yàn)?zāi)Ｐ团c數(shù)值模型骨架線對比Fig.18 Comparison of envelop curves between test model and simulated model

表4 SL-X-2 加載階段力學(xué)特征Table 4 Mechanical characteristics of test model in the SL-X-2 loading phase

為量化試驗(yàn)?zāi)Ｐ驮谡鸷?SD-X 擬動力加載階段)的整體抗側(cè)性能，以SL-X-2 正向加載的基底剪力-整體位移骨架曲線為基礎(chǔ)，采用ATC40[29]推薦的能力譜方法(Capacity Spectrum Method，CSM)估算震損試驗(yàn)?zāi)Ｐ驮诟骷壍卣鹱饔孟碌恼w變形峰值響應(yīng)。

為此，將SL-X-2 正向加載骨架曲線轉(zhuǎn)化為能力譜曲線，并繪制在譜位移(Sd)-譜加速度(Sa)坐標(biāo)系中。再將《建筑抗震設(shè)計(jì)規(guī)范》(GB 50011-2010)[30]提供的5%阻尼比反應(yīng)譜轉(zhuǎn)化為彈性能力譜，以此為基礎(chǔ)，考慮需求譜曲線所包絡(luò)的能力譜曲線部分的塑性耗能性能，通過調(diào)整反應(yīng)譜的等效粘滯阻尼比，獲得對應(yīng)于不同強(qiáng)度地震作用的彈塑性需求譜曲線。如圖19 所示，能力譜曲線與彈塑性需求譜曲線的交點(diǎn)即為性能點(diǎn)，對應(yīng)的譜位移分別為5.28 mm (0.0525g)、15.77 mm (0.15g)、26.63 mm (0.30g)和32.78 mm (0.40g)，據(jù)此估計(jì)震損試驗(yàn)?zāi)Ｐ驮诓煌瑥?qiáng)度地震作用下可能經(jīng)歷的最大整體位移角分別為0.08% (0.0525g)、0.23%(0.15g)、0.39% (0.30g)和0.47% (0.40g)?？梢园l(fā)現(xiàn)，即使在PGA=0.4g地震作用下，震后的外套加固結(jié)構(gòu)也只是剛剛進(jìn)入屈服狀態(tài)。

圖19 能力-需求譜分析結(jié)果Fig.19 Results of capacity-demand spectrum analysis

目前尚未見關(guān)于加固后的鋼筋混凝土剪力墻-砌體混合結(jié)構(gòu)在不同地震水準(zhǔn)下的變形限值規(guī)定，可供參考的結(jié)構(gòu)整體變形要求為表5 所列為《民用建筑可靠性鑒定標(biāo)準(zhǔn)》(GB 50292-2015)[31]中針對多層鋼筋混凝土結(jié)構(gòu)房屋和砌體結(jié)構(gòu)房屋頂點(diǎn)側(cè)移的規(guī)定。需要說明的是，對比文獻(xiàn)[30 -31]中多層鋼筋混凝土結(jié)構(gòu)彈性/彈塑性層間位移角的限值可以發(fā)現(xiàn)，兩者對于結(jié)構(gòu)在小震作用下的變形要求是基本一致的，而對于結(jié)構(gòu)在大震作用下的變形，鑒定標(biāo)準(zhǔn)采用了更為嚴(yán)格的標(biāo)準(zhǔn)?？偠灾?，我國規(guī)范體系尚未給出適用判斷混合結(jié)構(gòu)的變形限值標(biāo)準(zhǔn)。

表5 地震強(qiáng)度對應(yīng)的頂點(diǎn)變形限值Table 5 Demands on roof deformation corresponding to earthquake fortification levels

其基本思路是依據(jù)表6 所示的譜位移特征點(diǎn)將結(jié)構(gòu)損傷狀態(tài)劃分為完好、輕微破壞、中度破壞、嚴(yán)重破壞和完全破壞5 個等級。同時，提供相應(yīng)的對數(shù)正態(tài)分布模型參數(shù)，進(jìn)而獲取結(jié)構(gòu)的易損性曲線和加權(quán)平均損傷指數(shù)DSm。將此方法應(yīng)用于采用PC 墻板外套加固的砌體結(jié)構(gòu)，得到如表6 所示的對數(shù)正態(tài)分布模型參數(shù)(分布模型的均值μ轉(zhuǎn)化為試驗(yàn)?zāi)Ｐ晚旤c(diǎn)變形δ)。由此獲得適用于預(yù)估震損試驗(yàn)?zāi)Ｐ托阅芩疁?zhǔn)的易損性曲線，如圖20所示。

圖20 震損試驗(yàn)?zāi)Ｐ偷囊讚p性曲線Fig.20 Fragility curves of damaged test model

表6 對數(shù)正態(tài)分布模型參數(shù)Table 6 Parameters of lognormal distribution model

由此可知，當(dāng)整體側(cè)移達(dá)到性能點(diǎn)時，震損加固結(jié)構(gòu)處于不同損傷狀態(tài)的概率。如表7 所示，震損加固結(jié)構(gòu)經(jīng)歷小震和中震后，有90%以上的概率保持完好；經(jīng)歷大震后，有60%以上的概率處于輕微破壞或完好狀態(tài)；而在經(jīng)歷PGA=0.4g地震作用后，結(jié)構(gòu)達(dá)到中度或嚴(yán)重破壞的概率增加，但仍有40%以上的概率處于更輕的損傷狀態(tài)中?？傮w而言，震損加固結(jié)構(gòu)的抗震性能仍有充足的冗余度，可達(dá)到 “中震不壞、大震可修”的性能水準(zhǔn)，超越現(xiàn)行“三水準(zhǔn)”設(shè)防要求。

表7 性能點(diǎn)對應(yīng)的各損傷狀態(tài)的發(fā)生概率Table 7 Probabilities for each damage states corresponding to performance characteristics associated with different earthquake fortification levels

5 結(jié)論

本文提出一種適用于城市核心區(qū)域老舊砌體結(jié)構(gòu)住宅抗震加固、基于鋼筋混凝土剪力墻裝配技術(shù)的外套整體加固方法。為考察該加固技術(shù)的可操作性和抗震性能，對一棟5 層砌體結(jié)構(gòu)住宅足尺模型實(shí)施了外套加固，并開展了多輪擬靜力和擬動力試驗(yàn)加載。本文重點(diǎn)關(guān)注加固后砌體結(jié)構(gòu)在縱墻方向的抗震性能，采用基于變形的性能化方法對加固模型在震前、震后的抗震能力進(jìn)行了評估。主要結(jié)論如下：

(1)通過對足尺模型加固過程的梳理，提出砌體結(jié)構(gòu)外套加固的標(biāo)準(zhǔn)工藝流程。該加固方案的優(yōu)勢在于可避免入戶施工，提高加固方案的可實(shí)施性。其重點(diǎn)是確保三個層次(預(yù)制外套、砌體墻與預(yù)制RC 貼墻墻片、鋼拉桿與預(yù)制外套)的連接性能，實(shí)現(xiàn)加固結(jié)構(gòu)的協(xié)同工作。結(jié)合試驗(yàn)結(jié)果，發(fā)現(xiàn)該方法的實(shí)施難點(diǎn)在于控制預(yù)制墻片預(yù)埋件的加工精度和現(xiàn)場施工冷縫的質(zhì)量。

(2)預(yù)制外套與原砌體結(jié)構(gòu)縱墻主要通過后錨固進(jìn)行連接，試驗(yàn)過程中未見兩者出現(xiàn)明顯的相對滑動。加固結(jié)構(gòu)的損傷發(fā)展和分布情況顯示外套加固部分始終發(fā)揮著塑性耗能作用，直至原砌體結(jié)構(gòu)墻出現(xiàn)受剪破壞，豎向承載力受到明顯削弱。同時，需要注意的是，外套部分的損傷主要集中于后澆冷縫位置，尚須加強(qiáng)連接性能，改變外套部分在大變形下的破壞模式，使其更加接近現(xiàn)澆剪力墻的工作性能。

(3)采用外套加固后的砌體結(jié)構(gòu)在縱墻方向具有很強(qiáng)的抗震能力，評估結(jié)果證明外套加固結(jié)構(gòu)可以有效抵御地震作用。即使在遭遇超大震作用后，受損的加固結(jié)構(gòu)依然可以抵御新一輪的超大震作用，并有較大概率仍然處于較低的損傷狀態(tài)，甚至可達(dá)“中震不壞、大震可修”的性能水準(zhǔn)。