鄧明科，孫嚴(yán)廷，張思海，舒宏博，李 彤

(1.西安建筑科技大學(xué)土木工程學(xué)院，陜西，西安 710055；2.西安五和土木工程新材料有限公司，陜西，西安 710055；3.寧夏建筑科學(xué)研究院股份有限公司，寧夏，銀川 750021)

磚木結(jié)構(gòu)是我國既有農(nóng)村房屋主要的結(jié)構(gòu)形式之一。因其多數(shù)為村民自建房，未嚴(yán)格按照規(guī)范進(jìn)行施工，缺乏抗震構(gòu)造措施，導(dǎo)致結(jié)構(gòu)的整體性差、抗震能力不足[1]。對寧夏銀川市農(nóng)村房屋的調(diào)研表明，既有農(nóng)房大都采用由磚墻與木屋架組成的單層磚木結(jié)構(gòu)承重體系。外墻之間采用直槎砌筑，缺乏鋼筋混凝土圈梁、構(gòu)造柱等構(gòu)造措施，導(dǎo)致結(jié)構(gòu)的整體性較差；墻體主要采用黃土泥漿砌筑，由于黃土自身特殊的多孔隙和弱膠結(jié)結(jié)構(gòu)使其具有極高的動力易損性[2]，導(dǎo)致墻體抗壓與抗剪強(qiáng)度不足，結(jié)構(gòu)抗震能力較差。隨著國家對“鄉(xiāng)村振興”、“脫貧攻堅”等重大戰(zhàn)略的實(shí)施，為了讓農(nóng)村貧困群眾居有所安，亟需對此類磚木結(jié)構(gòu)農(nóng)房進(jìn)行經(jīng)濟(jì)安全的抗震加固措施。

國內(nèi)已有學(xué)者開展了針對采用泥漿或低強(qiáng)度砂漿砌筑的磚木結(jié)構(gòu)建筑的抗震性能研究[3-5]。但由于各地的房屋形式差異很大，目前未見有與寧夏農(nóng)村地區(qū)磚木結(jié)構(gòu)農(nóng)房相似的振動臺試驗(yàn)研究，使得這些試驗(yàn)結(jié)論的借鑒意義非常有限。

高延性水泥基復(fù)合材料(Engineered cementitious composite, ECC)是美國Li 教授依據(jù)微觀力學(xué)和斷裂力學(xué)原理配制出的高性能水泥基復(fù)合材料，具有良好的拉伸和剪切變形能力[6-7]。文獻(xiàn)[8]綜述了該材料在工程結(jié)構(gòu)的修復(fù)加固領(lǐng)域相關(guān)方面的國內(nèi)外研究成果，其中包括擋土墻、大壩、道路、橋面板和隧道的修復(fù)加固等。本課題組采用ECC 設(shè)計理論制備了高延性混凝土(High ductile concrete, HDC)，并對其各項(xiàng)力學(xué)性能[9-10]及加固磚砌體墻的抗震性能[11-14]開展了系統(tǒng)性的研究。文獻(xiàn)[15]采用高延性纖維增強(qiáng)水泥基復(fù)合材料加固單層足尺空斗墻承重房屋模型進(jìn)行振動臺試驗(yàn)研究，并取得良好的加固效果。文獻(xiàn)[16]對一棟縮尺比為1∶2 的兩層村鎮(zhèn)磚砌體房屋模型進(jìn)行振動臺試驗(yàn)，結(jié)果表明，采用HDC 面層加固震損砌體結(jié)構(gòu)，可大幅減輕砌體結(jié)構(gòu)在8 度及以上地震作用下的損傷。

為提高磚木結(jié)構(gòu)農(nóng)村房屋的抗震性能水平，避免結(jié)構(gòu)在地震作用下發(fā)生倒塌破壞，本文提出采用HDC 條帶加固此類砌體結(jié)構(gòu)房屋。為驗(yàn)證加固方法的有效性，本文制作了兩個縮尺比為1∶2的未加固和經(jīng)HDC 條帶加固的單層磚木結(jié)構(gòu)模型。通過進(jìn)行模擬地震振動臺同臺試驗(yàn)，對比分析二者在不同加速度幅值輸入時的動力特性和破壞機(jī)制，探究HDC 條帶對此類砌體結(jié)構(gòu)的整體抗震性能的提升作用，為今后實(shí)際工程應(yīng)用提供參考。

1 試驗(yàn)概況

1.1 模型設(shè)計

試驗(yàn)?zāi)Ｐ偷脑腿∽詫幭幕刈遄灾螀^(qū)銀川市的農(nóng)村自建房，原型所在地區(qū)的場地類別為Ⅱ類，設(shè)計分組為第二組，場地特征周期為0.40 s。模型單元取自當(dāng)?shù)剌^為典型的以黃土泥漿砌筑的兩開間磚砌體墻承重單層房屋中的正廳(單開間)，是整個房屋中抗震最不利的部分。開間10.0 m，進(jìn)深7.0 m，層高3.6 m，原型結(jié)構(gòu)平面尺寸見圖1。由于振動臺尺寸(4.1 m×4.1 m)限制，本試驗(yàn)采用縮尺比1/2 制作模型結(jié)構(gòu)，并適當(dāng)對模型尺寸進(jìn)行調(diào)整，試驗(yàn)?zāi)Ｐ偷钠矫娉叽缛鐖D2 所示。

圖1 原型結(jié)構(gòu)平面布置圖 /mmFig.1 Layout plan of prototype structure

圖2 縮尺振動臺模型平面圖 /mmFig.2 Layout plan of scale shaking table model

模型砌筑所用磚塊由強(qiáng)度等級MU15 的燒結(jié)普通磚切割而成，磚塊尺寸為120 mm×57.5 mm×53 mm，采用寧夏當(dāng)?shù)攸S土砌筑，磚墻厚度均為120 mm。加固模型采用單面7.5 mm 厚HDC 條帶加固，試件的詳細(xì)尺寸及加固方式見圖3。為提高墻體與HDC 加固層的粘結(jié)性能，加固之前先對墻體水平灰縫進(jìn)行勾縫處理(剔鑿5 mm 深度的灰縫)，再壓抹HDC 加固層。

圖3 加固模型布置圖 /mm Fig.3 Reinforcement model layout

1.2 模型相似關(guān)系

基于應(yīng)力狀態(tài)相似的原則，選取彈性模量、長度、加速度3 個獨(dú)立的物理量進(jìn)行量綱分析?？s尺模型采用原型材料砌筑，材料彈性模量相似系數(shù)為SE=1；根據(jù)模型幾何尺寸，取長度相似系數(shù)Sl=1/2；加速度相似系數(shù)取Sa=1。實(shí)測未加固模型自重2.67 t，加固模型自重為2.83 t。為了使縮尺模型的應(yīng)力狀態(tài)與原模型保持一致，采用人工質(zhì)量模型[17-19]。除模型自身的質(zhì)量外，還需要對模型施加附加質(zhì)量，在模型屋面上均勻布置單塊質(zhì)量5 kg 的鐵塊作為配重。未加固模型配重共計2.67 t，加固模型配重共計2.83 t。試驗(yàn)?zāi)Ｐ蜕喜拷Y(jié)構(gòu)質(zhì)量共11.0 t，底座重量為2.43 t，模型總重量為13.43 t。根據(jù)以上基本相似關(guān)系，采用量綱分析法可求得模型的動力相似關(guān)系，見表1。

表1 模型結(jié)構(gòu)相似關(guān)系Table 1 Main similarity coefficient of model

1.3 測點(diǎn)布置

試驗(yàn)在振動臺面以及模型墻體不同高度處布置了34 個加速度傳感器和22 個位移傳感器，用于測試實(shí)際輸入的地震激勵以及模型的加速度反應(yīng)、位移反應(yīng)。并在檐口高度房屋四角布置4 個位移傳感器，位于對角線上的兩個位移傳感器方向相同，以監(jiān)測模型結(jié)構(gòu)可能產(chǎn)生的扭轉(zhuǎn)效應(yīng)，其位置如圖4 所示。

圖4 傳感器布置方案 /mm Fig.4 Sensor layout scheme

1.4 試驗(yàn)方案

根據(jù)《建筑抗震設(shè)計規(guī)范》(GB 50011-2010)[20]對輸入地震波的要求，選用兩條天然波(El Centro波、汶川波)和一條人工波進(jìn)行試驗(yàn)。地震動記錄來自太平洋地震工程研究中心(PEER)地面運(yùn)動數(shù)據(jù)庫。地震波按照x、y方向依次輸入，每個方向上輸入地震波的順序依次為El Centro 波、汶川波、人工波，地震波具體參數(shù)見表2。對輸入峰值加速度為0.2g時的三條地震波做阻尼為5%的反應(yīng)譜分析，將得到的加速度反應(yīng)譜曲線與設(shè)計反應(yīng)譜進(jìn)行對比(圖5)。可以看出，三條波在結(jié)構(gòu)相應(yīng)周期內(nèi)與設(shè)計反應(yīng)譜在統(tǒng)計意義上相符。

表2 地震波Table 2 Earthquake waves

圖5 地震波加速度反應(yīng)譜與規(guī)范譜對比Fig.5 Comparison of acceleration response spectrum between earthquake waves and code specification

試驗(yàn)加載工況按照6 度設(shè)防、7 度設(shè)防、8 度設(shè)防、8.5 度設(shè)防、9 度設(shè)防和9 度罕遇的順序逐級進(jìn)行加載，對應(yīng)的峰值加速度分別為0.05g、0.10g、0.20g、0.30g、0.40g和0.62g。在每組地震動輸入前后，對模型進(jìn)行雙向白噪聲掃頻以確定結(jié)構(gòu)的自振頻率和阻尼比等動力特性的變化。為防止未加固模型在試驗(yàn)過程中突然倒塌而導(dǎo)致試驗(yàn)終止，在未加固模型外側(cè)安裝了鋼筋網(wǎng)防護(hù)罩，并采用吊車和吊裝帶對屋蓋體系進(jìn)行保護(hù)，以防止屋蓋塌落對振動臺面造成影響。7 度設(shè)防工況輸入完成后，選取El Centro 波形進(jìn)行接下來的輸入。未加固模型進(jìn)行y方向8.0 度設(shè)防El Centro 波加載時瀕臨倒塌，待此工況結(jié)束后拆除未加固模型上的傳感器以防止模型倒塌損壞儀器設(shè)備。

模型平面示意圖見圖6，未加固模型簡稱為M1，加固模型簡稱為M2。模型東西向?yàn)閤軸，模型南北向?yàn)閥軸。

圖6 模型方向示意圖Fig.6 Schematic diagram of model direction

1.5 材料力學(xué)性能

模型制作所用磚塊采用燒結(jié)普通磚切割而成，磚塊強(qiáng)度等級為MU15，試驗(yàn)測得磚的抗壓強(qiáng)度平均值為17.4 MPa。根據(jù)《建筑砂漿基本性能試驗(yàn)方法標(biāo)準(zhǔn)》(JGJ/T 70-2009)的要求，在模型砌筑過程中，同條件制作了3 個邊長為70.7 mm的黃土泥漿立方體試塊，與模型同條件養(yǎng)護(hù)至振動臺試驗(yàn)加載時，測得黃土泥漿試塊的抗壓強(qiáng)度平均值為2.47 MPa。

試驗(yàn)采用的HDC 主要成分為：水泥、粉煤灰、礦物摻合料、石英砂、減水劑、聚乙烯醇(Polyvinyl Alcohol，PVA)纖維和水，其中PVA 纖維的體積摻量為2%，PVA 各項(xiàng)性能指標(biāo)如表3 所示；HDC 的抗壓強(qiáng)度由邊長為100 mm 的立方體試塊測得，其平均值為59.80 MPa；采用尺寸為350 mm×50 mm×15 mm 的啞鈴型試件測得HDC 的單軸抗拉強(qiáng)度平均值為5.29 MPa。

表3 PVA 纖維各項(xiàng)性能指標(biāo)Table 3 Performance indicators of PVA

2 試驗(yàn)結(jié)果及分析

2.1 破壞過程

2.1.1 未加固模型M1

輸入6 度設(shè)防地震動時模型M1 無明顯晃動，墻體有黃土碎屑掉落；在輸入7 度設(shè)防El Centro波時，山墻前檐口外閃，山墻與縱墻結(jié)點(diǎn)處沿磚縫均出現(xiàn)細(xì)微斜裂縫，窗下墻與山墻交界處開裂，窗間墻上部出現(xiàn)斜裂縫，山墻檐口處出現(xiàn)豎向裂縫。該工況加載后模型M1 裂縫分布如圖7 所示。

圖7 7 度設(shè)防工況下M1 的裂縫分布Fig.7 Crack distribution of M1 under 7-degree fortification condition

在輸入x向8 度設(shè)防El Centro 波時，后縱墻外閃，山墻底部出現(xiàn)水平裂縫，墻體角部斜裂縫擴(kuò)展。在輸入y向8 度設(shè)防El Centro 波時，縱墻窗洞四角出現(xiàn)剪切斜裂縫，窗下墻與山墻結(jié)點(diǎn)處裂縫加寬，最大縫寬約4.5 mm，為防止縱墻倒塌導(dǎo)致設(shè)備損壞，將模型M1 上的傳感器拆除后繼續(xù)加載。該工況加載后模型M1 裂縫分布如圖8 所示。

圖8 8 度設(shè)防工況下M1 的裂縫分布Fig.8 Crack distribution of M1 under 8-degree fortification condition

在輸入x向8.5 度設(shè)防El Centro 波時，后縱墻檐口外閃現(xiàn)象明顯，山墻上的水平裂縫繼續(xù)向檐口方向擴(kuò)展，并出現(xiàn)新的斜裂縫，墻體角部斜裂縫擴(kuò)展，最大縫寬約5.6 mm，山墻東側(cè)豎向裂縫完全貫通。在輸入y向8.5 度設(shè)防El Centro 波時，縱墻裂縫呈現(xiàn)“八”字形和倒“八”字形斜向開展，部分斜向裂縫與兩側(cè)山墻上的豎向裂縫連通，檐口處磚塊松動。該工況加載后模型M1 裂縫分布情況如圖9 所示。

圖9 8.5 度設(shè)防工況下M1 的裂縫分布Fig.9 Crack distribution of M1 under 8.5-degree fortification condition

在輸入x向9 度設(shè)防El Centro 波時，后縱墻檐口中部平面外位移明顯，山墻出現(xiàn)交叉裂縫，模型角部磚塊部分掉落。輸入y向9 度設(shè)防El Centro波時，山墻上已有的斜向裂縫加寬，最大縫寬達(dá)18 mm，裂縫兩側(cè)磚塊發(fā)生局部錯動，開合位移達(dá)15 mm；部分磚塊沿裂縫錯動并發(fā)生局部坍塌。該工況加載后模型M1 裂縫分布如圖10 所示。

圖10 9 度設(shè)防工況下M1 的裂縫分布Fig.10 Crack distribution of M1 under 9-degree fortification condition

在輸入x向9 度罕遇El Centro 波時，山墻交叉裂縫兩側(cè)磚塊發(fā)生劇烈錯動，山墻上部磚塊沿裂縫方向向下滑移，致使模型整體垮塌。

2.1.2 HDC 條帶加固模型M2

在輸入6 度、7 度、8 度設(shè)防地震動時，模型條帶加固部分均保持完好。在輸入y向7 度設(shè)防El Centro 波時，未經(jīng)條帶加固部分的窗下墻出現(xiàn)沿黃土灰縫的斜向細(xì)微裂縫。在輸入x向7 度設(shè)防人工波時，山墻未經(jīng)條帶加固部分沿灰縫出現(xiàn)豎向細(xì)微裂縫。在輸入8 度設(shè)防El Centro 波時，模型結(jié)構(gòu)原有裂縫輕微拓展。在輸入y向8.5 度設(shè)防El Centro 波時，A 軸、B 軸線上墻體的窗洞角部HDC 面層出現(xiàn)細(xì)微裂縫，南側(cè)山墻在檐口高度處出現(xiàn)細(xì)微水平裂縫。在輸入9 度設(shè)防El Centro波時，模型結(jié)構(gòu)原有裂縫延伸變寬。直至輸入9 度罕遇El Centro 波時，觀察到結(jié)構(gòu)南北方向發(fā)生明顯的扭轉(zhuǎn)反應(yīng)；窗洞角部裂縫延伸變寬，最大縫寬約為5.5 mm；窗下墻上已有的斜向裂縫加寬，裂縫兩側(cè)磚塊發(fā)生局部錯動。模型基本完好。各工況加載后觀察到的裂縫分布如圖11 所示。

2.2 動力特性

在試驗(yàn)前及各加載工況后，對模型進(jìn)行一次雙向白噪聲掃頻，通過分析白噪聲掃頻結(jié)果可以得到不同加載工況地震波作用后模型結(jié)構(gòu)的自振頻率，結(jié)果已列于表4 中。模型的自振頻率變化可以評估結(jié)構(gòu)的受損傷程度[21]，變化趨勢見圖12。由表4 和圖12 可以得出：

表4 M1 和M2 的自振頻率Table 4 Natural frequencies of M1 and M2

圖12 自振頻率變化曲線Fig.12 Variation of frequency curves

1) 由表4 可知：初始狀態(tài)下加固模型各方向的自振頻率分別為7.12 Hz 和4.88 Hz，均大于未加固模型x向和y向的自振頻率。x向的自振頻率比未加固模型提高48.3%，y向的自振頻率比未加固模型提高67.2%，這主要來源于HDC 加固面層的貢獻(xiàn)，HDC 條帶加固提高了結(jié)構(gòu)橫縱兩方向的抗側(cè)剛度；

2) 如圖12 所示：隨著輸入峰值加速度的增大，兩個模型各自x方向的自振頻率均大于y方向的自振頻率，且縱墻的剛度退化速率明顯快于山墻。這是由于縱墻開洞率大，使得縱墻的抗側(cè)剛度弱于山墻。隨著地震動輸入強(qiáng)度的增強(qiáng)，模型兩方向的自振頻率都不斷下降，其原因可歸結(jié)為結(jié)構(gòu)裂縫逐步增多、延展和變寬，致使墻體抗側(cè)剛度下降。而模型M2 的自振頻率均大于M1 模型結(jié)構(gòu)，說明HDC 條帶對模型M2 形成有效約束，抑制裂縫的繼續(xù)發(fā)展，減輕模型結(jié)構(gòu)的損傷程度；

3) 在9 度罕遇地震作用下，加固模型y方向剛度衰減幅度增大，其原因可能是A 軸、B 軸位置的縱墻分別開有較大的門窗洞口，且縱墻與山墻交界處無構(gòu)造措施，而黃土泥漿與砌塊粘結(jié)較差，故較早在交接界面處出現(xiàn)裂縫，削弱結(jié)構(gòu)的剛度；

4) 在結(jié)構(gòu)質(zhì)量不變的情況下，結(jié)構(gòu)剛度k與自振頻率f的平方成正比。根據(jù)文獻(xiàn)[22]，定義剛度退化率 η為試驗(yàn)過程中模型結(jié)構(gòu)的自振頻率與初始自振頻率的平方差與初始自振頻率平方的比值，計算得到的模型結(jié)構(gòu)剛度退化率如圖13 所示，模型M1 損傷累計嚴(yán)重，剛度退化快，在7 度地震作用下已經(jīng)出現(xiàn)明顯的剛度突變；模型M2 的整體性較好，剛度退化緩慢。

圖13 剛度退化曲線Fig.13 Rigidity degradation curves

以上分析表明：采用HDC 條帶加固措施可以使此類磚木結(jié)構(gòu)農(nóng)房的初始剛度有效提高。模型M2 在地震動作用下剛度退化緩慢，說明HDC 條帶面層可有效延緩結(jié)構(gòu)的剛度退化，增加結(jié)構(gòu)的耐損傷能力。

2.3 加速度反應(yīng)

加速度放大系數(shù)是以模型結(jié)構(gòu)實(shí)測加速度最大值與臺面輸入加速度最大值的比值，用來反映地震激勵下建筑物的加速度反應(yīng)。圖14 為El Centro 波作用下加速度放大系數(shù)沿模型結(jié)構(gòu)高度的變化曲線，其中模型M1 由虛線表示。

圖14 加速度放大系數(shù)變化曲線Fig.14 Curves of acceleration amplification factor

由圖14 可知：

1) M1、M2 的加速度放大系數(shù)均與模型垂直高度呈正相關(guān)，且山尖處的放大效應(yīng)最明顯。在x方向，M1、M2 模型開裂前，其加速度放大系數(shù)隨地震動的增大而逐漸減小。在y方向，M1、M2 的加速度放大系數(shù)均隨地震動的增大而增大。開裂以后，其加速度放大系數(shù)隨地震動的增大而逐漸減小。這是由于隨著地震動的增大，模型逐漸出現(xiàn)裂縫，結(jié)構(gòu)損傷逐漸積累，使模型剛度不斷退化，導(dǎo)致同一測點(diǎn)得到的加速度放大系數(shù)逐漸降低；

2) 加載至8 度設(shè)防地震動時，M2 的y向加速度放大系數(shù)增大，而M1 山墻檐口高度處加速度放大系數(shù)明顯下降。這是由于M1 加載后山墻檐口處已出現(xiàn)損傷，縱墻與山墻連接處無構(gòu)造措施，使結(jié)構(gòu)剛度退化加重。M2 的x向加速度放大系數(shù)無明顯變化，表明此時加固模型處于彈性階段；

3) M2 模型加載至9 度罕遇地震動后，前縱墻頂部x方向加速度放大系數(shù)明顯減小，南側(cè)山墻檐口高度處y方向加速度放大系數(shù)顯著增大，而山墻計算高度處加速度放大系數(shù)無明顯變化。這是由于前縱墻開洞面積大，裂縫損傷逐漸沿門窗洞口發(fā)展，使前縱墻上部剛度退化；南側(cè)山墻檐口高度處HDC 面層出現(xiàn)水平裂縫，導(dǎo)致地震作用不能向山尖位置有效傳遞。表明模型采用HDC 面層加固后，在9 度罕遇地震作用下的結(jié)構(gòu)整體剛度與M1 相比得到增強(qiáng)。加固面層產(chǎn)生細(xì)微裂縫后，仍可有效傳遞水平地震剪力，動力系數(shù)的變化幅值較未加固模型得到了良好的控制。

2.4 位移反應(yīng)

試驗(yàn)采集了不同工況下模型底座、檐口高度、山墻計算高度和山墻尖部的位移時程反應(yīng)數(shù)據(jù)，取各測點(diǎn)相對于底座的最大位移作為此時該測點(diǎn)的相對位移，以模型結(jié)構(gòu)的實(shí)測相對位移表征結(jié)構(gòu)的位移反應(yīng)。表5 和表6 分別為模型在El Centro波作用下的實(shí)測各點(diǎn)最大相對位移和層間位移角。結(jié)合表5 和試驗(yàn)現(xiàn)象可知：

表5 各測點(diǎn)的相對位移Table 5 Relative displacement of each measuring point

表6 結(jié)構(gòu)最大層間位移角Table 6 The maximum inter-story displacement angle of structures

1)y向8 度設(shè)防地震作用下，模型M1 檐口高度處最大相對位移為26.14 mm，最大層間位移角為1/61，此時山墻外閃現(xiàn)象明顯，縱墻出現(xiàn)多條裂縫，縱橫墻交接處出現(xiàn)多條沿灰縫開展的裂縫，模型受損嚴(yán)重；

2)y向8 度設(shè)防地震作用下，模型M2 檐口高度處最大相對位移為0.66 mm，最大層間位移角為1/2435，模型條帶加固部分未見裂縫；y向9 度罕遇地震作用下，y向檐口高度處最大相對位移為48.41 mm，最大層間位移角為1/33，模型縱墻面層局部出現(xiàn)裂縫，但未見面層發(fā)生剝離，模型整體基本完好。

根據(jù)以上分析可知：

1) 由于模型縱墻開有較大的門窗洞口，整體剛度小，導(dǎo)致其整體變形能力優(yōu)于山墻，與模型x向相比，兩模型y向位移反應(yīng)較為劇烈；

2)x向8 度設(shè)防地震動作用下，兩模型x向位移反應(yīng)接近，模型M1 與模型M2 位移角分別為1/2088、1/3249。加固模型縱墻檐口高度處的位移反應(yīng)最大值減小了35.7%，y方向加載時，加固模型檐口高度山墻的位移反應(yīng)最大值減小了97.5%，說明采用HDC 條帶加固此類磚木結(jié)構(gòu)可使原結(jié)構(gòu)的剛度和變形能力得到極大的改善；

3) 模型M1 在y向7 度設(shè)防地震動作用下?lián)p傷嚴(yán)重，最大層間位移角達(dá)1/151；在y向8 度設(shè)防地震動作用下，最大層間位移角達(dá)1/61。這是由于前后縱墻較大的開洞率以及累計損傷導(dǎo)致模型y方向的抗側(cè)剛度顯著下降，且縱墻與橫墻無法形成有效的拉結(jié)，導(dǎo)致山墻外閃現(xiàn)象嚴(yán)重。此時未加固模型處于嚴(yán)重破壞狀態(tài)。模型M2 在y向8 度設(shè)防地震動作用下，最大層間角為1/2435，此時模型處于彈性階段。表明HDC 條帶加固措施對增強(qiáng)模型的結(jié)構(gòu)抗震性能發(fā)揮了良好的效果。

2.5 扭轉(zhuǎn)效應(yīng)

經(jīng)計算，模型結(jié)構(gòu)存在著質(zhì)心與剛心不重合的現(xiàn)象，圖15 為結(jié)構(gòu)偏心示意，模型x方向最大偏心距可達(dá)519 mm。在地震作用下，其產(chǎn)生的扭轉(zhuǎn)效應(yīng)會引起附加內(nèi)力。以模型結(jié)構(gòu)的最大扭轉(zhuǎn)角表征結(jié)構(gòu)的扭轉(zhuǎn)效應(yīng)。圖16 為平面扭轉(zhuǎn)角計算示意，層間扭轉(zhuǎn)角的參考值按下式確定，即：

圖15 結(jié)構(gòu)偏心示意圖Fig.15 Eccentric schematic of the structures

圖16 平面扭轉(zhuǎn)角計算示意圖Fig.16 Calculation diagram of torsion angle

式中：θ1、θ2分別為模型x方向、y方向的扭轉(zhuǎn)角；D1、D2、D3、D4分別為檐口高度房屋四角布置的4 個位移傳感器(圖4(d))所記錄的模型位移；L1為模型長度；L2為模型寬度。

表7 和圖17 分別為兩模型在各階段El Centro波單向地震激勵下檐口高度處的最大扭轉(zhuǎn)角。隨著峰值加速度的增加，模型結(jié)構(gòu)的最大扭轉(zhuǎn)角呈增大趨勢，且結(jié)構(gòu)在x方向發(fā)生的扭轉(zhuǎn)反應(yīng)更為劇烈。這是由于結(jié)構(gòu)前后縱墻開洞率均較大，且前縱墻開洞率大于后縱墻，使得結(jié)構(gòu)x向抗側(cè)剛度低于結(jié)構(gòu)y方向；剛心位于質(zhì)心東南向產(chǎn)生偏心距，表明偏心距產(chǎn)生的扭矩使得模型結(jié)構(gòu)在強(qiáng)震狀態(tài)下表現(xiàn)出明顯的扭轉(zhuǎn)效應(yīng)。

表7 結(jié)構(gòu)最大扭轉(zhuǎn)角Table 7 Maximum torsion angle of structures

圖17 扭轉(zhuǎn)角變化曲線Fig.17 Curves of acceleration amplification factor

如表7 所示，模型在y向地震作用下的扭轉(zhuǎn)響應(yīng)大于x向地震作用下的扭轉(zhuǎn)響應(yīng)。盡管結(jié)構(gòu)兩側(cè)山墻沿南北方向?qū)ΨQ分布，但模型的初始誤差和累積損傷使得結(jié)構(gòu)的剛心與質(zhì)心在南北方向上產(chǎn)生偏移，在x向地震作用下，結(jié)構(gòu)依然產(chǎn)生了較小的扭轉(zhuǎn)效應(yīng)。

在y向8 度設(shè)防地震動作用下，模型M2 的y向最大扭轉(zhuǎn)角為1/123，顯著小于模型M1 的y向最大扭轉(zhuǎn)角1/31。在y向9 度罕遇地震動作用下，雖然模型M2 的y向最大扭轉(zhuǎn)角達(dá)1/28，但模型整體基本完好。表明采用HDC 條帶加固措施使得此類磚木結(jié)構(gòu)具有較強(qiáng)的整體變形能力。在結(jié)構(gòu)產(chǎn)生較大扭轉(zhuǎn)時，HDC 面層可對模型各部分墻體形成有效拉結(jié)，極大提高了結(jié)構(gòu)的抗扭轉(zhuǎn)能力。

3 破壞形態(tài)分析

3.1 破壞過程

模型M1 加載至6 度設(shè)防，結(jié)構(gòu)未出現(xiàn)明顯裂縫，但已有部分黃土從灰縫中碎裂掉落；加載至7 度設(shè)防，模型多處出現(xiàn)斜裂縫；加載至8 度設(shè)防，可以觀察到明顯的剪切斜裂縫在窗間墻上沿灰縫發(fā)展并逐漸加寬，形成交叉斜裂縫。同時模型結(jié)構(gòu)的一階自振頻率降低41.67%。

模型M2 加載至8 度設(shè)防時，結(jié)構(gòu)未出現(xiàn)可見裂縫，面層基本處于彈性階段；加載至8.5 度、9 度設(shè)防時，A 軸正立面門窗洞口、B 軸背立面窗洞四角均出現(xiàn)斜裂縫；山墻檐口處出現(xiàn)細(xì)微裂縫。加載至9 度罕遇時，結(jié)構(gòu)在東西方向發(fā)生明顯的扭轉(zhuǎn)反應(yīng)，山墻裂縫受到HDC 面層的抑制，不再繼續(xù)發(fā)展，窗下墻未經(jīng)HDC 條帶加固部分的磚塊錯動明顯。

本課題組前期研究[23]表明，HDC 面層與磚墻具有良好的粘結(jié)性能，采用HDC 條帶加固可對磚墻形成有效約束作用，使墻體剛度下降相對緩慢。模型M2 采用HDC 條帶加固后，條帶面層對山墻和縱墻的整體性、變形能力有顯著提高，能抑制新裂縫的產(chǎn)生、延伸和開展，提升墻體的剛度。

3.2 破壞形態(tài)對比分析

分析振動臺試驗(yàn)結(jié)果，對比2 個模型結(jié)構(gòu)振動臺試驗(yàn)的破壞過程，可以得出：

1) 模型M1 整體性差，剛度退化快，在設(shè)防地震水平下發(fā)生嚴(yán)重?fù)p傷，在罕遇地震水平發(fā)生倒塌。模型大部分破壞始于沿灰縫發(fā)展的裂縫，所以對于此類以黃土作為泥漿的單層磚木結(jié)構(gòu)農(nóng)房而言，其抗震性能較差，需進(jìn)行抗震加固。在同一地震激勵下，模型M2 的裂縫數(shù)量減少，破壞程度減輕。采取HDC 條帶加固措施有效提高了模型M2 的整體剛度，抗震加固效果明顯；

2) 在x向地震波作用下，模型M2 縱墻平面外方向位移明顯減小，HDC 條帶面層在縱墻與山墻交界處提供了有效的拉結(jié)作用，防止前后縱墻發(fā)生面外倒塌。加載結(jié)束后，山墻斜向裂縫很細(xì)，且未貫穿；窗下墻發(fā)生剪切破壞，裂縫處泥漿在加載過程中出現(xiàn)破碎掉落，說明此時窗下墻參與耗能，且窗下墻為非承重構(gòu)件，不影響結(jié)構(gòu)安全性，模型面層仍具有良好的完整性，結(jié)構(gòu)仍有較高的安全儲備；

3) 在y向地震波作用下，相比未加固模型，模型M2 山墻外閃得到明顯控制，在面層產(chǎn)生細(xì)微裂縫后仍可向山尖方向有效傳遞地震剪力，在門窗洞口出現(xiàn)斜裂縫的情況下仍表現(xiàn)出良好的整體性和變形能力；

4) 采取HDC 條帶加固措施后，結(jié)構(gòu)由于質(zhì)量中心與剛度中心不重合引起的扭轉(zhuǎn)效應(yīng)得到有效抑制，極大減輕由于扭轉(zhuǎn)產(chǎn)生的附加內(nèi)力對結(jié)構(gòu)造成的損傷。

4 抗震性能評估

根據(jù)文獻(xiàn)[24]，無筋砌體基本完好、輕微破壞、中等破壞、嚴(yán)重破壞和接近倒塌狀態(tài)的層間位移角上限的建議值分別為1/2000、1/1600、1/700、1/350 和1/200。文獻(xiàn)[23]基于位移角的易損性曲線，為HDC 面層加固砌體墻基于位移的性能設(shè)計提供了性能指標(biāo)的取值依據(jù)。HDC 面層加固砌體墻完好、輕微損壞、中等破壞、嚴(yán)重破壞和接近倒塌狀態(tài)的層間位移角上限的建議值分別為1/1045、1/601、1/300、1/83、1/71。參考《建筑地震破壞等級劃分標(biāo)準(zhǔn)》[25]對砌體房屋破壞等級劃分的宏觀描述，綜合以上兩篇文獻(xiàn)給出的層間位移角上限建議值，對兩模型各工況下的破壞程度進(jìn)行評估。

7 度設(shè)防y方向El Centro 波作用下，模型M1 位移角為1/151，表明此時模型位移反應(yīng)劇烈，可觀測到模型多處出現(xiàn)斜裂縫；模型M2 位移角為1/8398，表明此時模型處于彈性階段。8 度設(shè)防y方向El Centro 波作用下，模型M1 位移角為1/61，表明此時模型處于接近倒塌狀態(tài)(對未加固模型屋蓋體系采取了保護(hù)措施，使得墻體倒塌過程趨于滯后，此時實(shí)際模型整體處于嚴(yán)重破壞狀態(tài))；模型M2 位移角為1/2435，表明此時模型基本完好。9 度設(shè)防地震作用下，加固模型x方向最大層間位移角為1/597；y方向最大層間位移角為1/300，此時模型評估為輕微損壞，與模型實(shí)際現(xiàn)象相符。9 度罕遇地震作用下，加固模型x方向最大層間位移角為1/255，此時縱墻評估為中等破壞；y方向最大層間位移角為1/33，此時山墻評估為接近倒塌，而實(shí)際模型此時僅出現(xiàn)輕微損壞，經(jīng)過一般的修理仍然可以使用，對比振動臺試驗(yàn)現(xiàn)象結(jié)果偏保守。

在設(shè)防烈度地震作用下，M2 模型的評估結(jié)果與實(shí)際現(xiàn)象相符，而罕遇地震作用下，M2 模型的評估結(jié)果與實(shí)際現(xiàn)象有差異。這是由于文獻(xiàn)[23]提供的性能指標(biāo)是基于HDC 面層加固砌體墻的位移角設(shè)計得出，其統(tǒng)計分析的樣本數(shù)量偏少，各性能水準(zhǔn)所對應(yīng)的位移角仍需進(jìn)一步修正。

根據(jù)我國《建筑抗震設(shè)計規(guī)范》(GB 50011-2010)[20]中規(guī)定的四個性能設(shè)計的性能目標(biāo)(表8)，模型M1 在8 度設(shè)防El Centro 波地震作用下接近嚴(yán)重破壞，僅達(dá)到性能4；而模型M2 在9 度設(shè)防El Centro 波地震作用下基本完好，在9 度罕遇El Centro 波地震作用下結(jié)構(gòu)部分構(gòu)件評估為中等破壞，可達(dá)到性能2。

表8 我國抗震規(guī)范的性能目標(biāo)Table 8 Performance objectives of the Chinese seismic code

根據(jù)以上分析可知，HDC 條帶加固增加了此類磚木結(jié)構(gòu)的整體性和延性，使其抗震能力得以提高。如表9 所示，7 度設(shè)防地震作用下，模型M1 被評估為中等破壞，而模型M2 結(jié)構(gòu)功能完好，處于彈性工作階段；8 度設(shè)防地震作用下，HDC 條帶可將此類砌體房屋的抗震性能水平由“瀕臨倒塌”提升至“輕微損壞”；9 度地震作用下模型M2 可達(dá)到性能2 的要求，滿足“大震可修”的性能目標(biāo)。

表9 抗震性能評估結(jié)果Table 9 Evaluation results of seismic performance of models

根據(jù)我國2018 年住建部頒布的《農(nóng)村危房改造基本安全技術(shù)導(dǎo)則》[26]，對于加固后的農(nóng)村危房，當(dāng)遭受相當(dāng)于本地區(qū)抗震設(shè)防烈度的地震影響時，不致造成農(nóng)房倒塌或發(fā)生危及生命的嚴(yán)重破壞。與模型1 相比，采用HDC 條帶加固的模型M2 可滿足在9 度地震作用下“中震不倒”甚至更高的抗震設(shè)防目標(biāo)。

5 結(jié)論

本文通過開展經(jīng)HDC 條帶加固的磚木結(jié)構(gòu)和未加固結(jié)構(gòu)的振動臺同臺對比試驗(yàn)，研究地震作用下兩個模型結(jié)構(gòu)的動力特性和破壞機(jī)制，并對其抗震性能進(jìn)行評估，得到以下主要結(jié)論：

(1) 采用黃土泥漿砌筑的磚木結(jié)構(gòu)農(nóng)村房屋整體抗震性能較差，模型結(jié)構(gòu)在7 度設(shè)防地震動作用下?lián)p傷嚴(yán)重，8 度設(shè)防地震動作用下已接近倒塌；

(2) 采用HDC 條帶加固的磚木結(jié)構(gòu)農(nóng)房，加載至9 度罕遇地震動時，模型條帶面層只出現(xiàn)輕微受損。HDC 條帶可以有效延緩結(jié)構(gòu)在強(qiáng)震作用下的剛度退化，增加結(jié)構(gòu)的耐損傷能力，并有效提高此類砌體結(jié)構(gòu)的整體抗震能力；

(3) 與模型M1 相比，模型M2 未發(fā)生脆性破壞。采用HDC 條帶加固后，模型結(jié)構(gòu)的加速度放大系數(shù)下降較慢，位移反應(yīng)相比于M1 更小，墻體在9 度罕遇地震動下仍可以有效傳遞水平地震剪力；

(4) 采取HDC 條帶加固措施后，結(jié)構(gòu)扭轉(zhuǎn)效應(yīng)的破壞作用明顯減輕，扭轉(zhuǎn)產(chǎn)生的附加內(nèi)力對結(jié)構(gòu)造成的影響得到有效控制；

(5) 采用HDC 條帶加固可大幅減輕砌體結(jié)構(gòu)在7 度及以上地震動下的損傷，使加固后模型在9 度地震作用下滿足“大震可修”的抗震設(shè)防目標(biāo)。