历次震害表明, 砌体结构在地震中受灾严重, 窗间墙破坏、整层震损、全楼倒塌的现象大量存在^[1]。目前, 我国砌体结构建筑中, 存在一定数量的无圈梁构造柱或者墙体抗震能力不足的结构, 这些砌体结构存在一定程度或严重的抗震安全隐患, 有必要进行有效加固。

　　 对既有砌体结构抗震加固, 较为简便的方法是采用外加层加固法, 而本文所采用的交叉条带法是基于外加层加固法的优化方法, 是在宜设圈梁和构造柱的部位设置水平和竖向条带, 在窗间墙或需要加强的墙体部位设置交叉条带。该方法可以有效改善历次地震中出现的窗间墙体破坏导致结构过早破坏的情况, 且加固工作量小。

　　 本文试验对象是既有砌体结构的交叉条带法抗震加固模型, 见图1, 本试验是在该模型经历地震模拟振动台试验后进行的, 振动台试验为加固和未加固两个模型的同台试验^[2]。

　　 模型和原型的缩尺比例关系为1/4.8。试件采用的粘土砖为MU10, 砂浆为M2.5。条带砂浆实测抗压强度为27.3MPa, 砌筑砂浆实测抗压强度为2.8MPa, 条带内钢筋采用2ϕ^S3.6的铁丝模拟, 实测受拉屈服强度为338MPa。其他详细参数、交叉条带加固方案等内容详见振动台试验相关内容 ^[2]。

　　 交叉条带法抗震加固模型示意见图2。图2 (b) , (c) 中C1～C9, C19～C22, C27, C28为条带内部钢筋应变测点编号, 钢筋应变测点布置同振动台试验^[2], 测试方向为沿条带方向。

　　 试验在中国建筑科学研究院结构实验室进行, 加载装置如图3所示。通过100t拉压千斤顶施加往复水平力, 加载高度为0.78倍模型总高度, 水平力通过分配梁施加于二、三层楼板处。原结构总重量为5 194kN, 经过相似换算后模型重量为225.4kN, 模型墙体楼板重量为45.91kN, 因而配重为179.49kN, 均匀分散在模型一、二、三层楼板上。往复水平力先按照20kN级差逐级施加, 每级往复1次;达到水平位移4mm后, 按2mm级差逐级加载, 每级循环2次, 直至试件破坏。

　　 因振动台试验过程中交叉条带表面布置混凝土应变片处开裂, 本文不分析混凝土应变。在模型三层楼层处布置和加载同向的水平位移计, 如图4所示。

　　 水平力加载至120kN时, 一层窗间墙交叉条带、角部竖向条带出现裂缝, 最大裂缝宽度为0.05mm, 出现在振动台试验中7度设防地震、7度罕遇地震工况出现裂缝位置附近。

　　 加载至140kN时, 新增裂缝条数已经超过振动台试验完毕 (9度罕遇地震工况, 峰值加速度620cm/s²) 后裂缝条数。

　　 加载至160kN时, 二、三层窗间墙交叉条带新增多条裂缝, 最大裂缝宽度0.1mm。加载至200kN时, 交叉条带最大裂缝宽度0.2mm。加载至220kN时, 交叉条带最大裂缝宽度0.3mm, 二层窗间墙开裂。

　　 位移加载至6mm后, 二层窗间墙的裂缝宽度达2mm, 位移加载至8mm后, 二层窗间墙的裂缝宽度达5mm (图5 (c) ) , 且交叉条带和上部水平条带连接处破坏严重, 水平承载力下降至峰值的85%。

　　 位移加载至9mm后, 已有裂缝继续加宽, 水平承载力继续下降, 约降至峰值的60%, 试验停止。

　　 试件的破坏模式为窗间墙体交叉条带附近的开裂破坏, 裂缝未呈交叉状, 如图5 (c) 所示。该破坏模式和未加固模型不同, 未加固模型中窗间墙体裂缝呈典型的X形交叉状^[2]。

　　 加载水平力和顶点位移的滞回曲线和骨架曲线见图6。由图6可知, 滞回曲线及骨架曲线的正负向比较对称, 呈现出“捏拢”效应。

　　 试件的耗能能力可用《建筑抗震试验规程》 (JGJ/T 101—2015) ^[3]中的等效黏滞阻尼系数来定量分析。等效黏滞阻尼系数h_e可按图7所示滞回环的面积和阴影部分三角形的面积进行计算, 计算公式见式 (1) 。一般地, 等效黏滞阻尼系数越大, 则表明构件耗能能力越强。

　　 $h{}_{\text{e}}=\frac{1}{2\text{π}}\times \frac{S{}_{\text{滞}\text{回}\text{环}}}{S{}_{\text{Δ}\text{A}\text{Ο}\text{B}}+S{}_{\text{Δ}\text{C}\text{Ο}\text{D}}}(1)$

　　 根据图6的滞回曲线, 可计算得到试件在不同顶点位移下的等效黏滞阻尼系数, 见图8。可知试件有一定的耗能能力, 而在9mm位移加载下, 因水平承载力约降至峰值承载力的60%, 耗能能力急剧下降。

　　 表1～3给出了荷载和位移等特征值, 其中屈服位移、峰值位移、破坏位移均指顶点位移。破坏荷载指加载力下降至峰值荷载85%时的荷载。

　　 由表1～3可知, 破坏荷载时层间位移角最大为1/115, 延性系数平均值为4.0, 结构具有较好的变形能力和延性。

　　 图9给出了典型位置钢筋应变和加载力的关系曲线。图中所测应变的方向和条带方向一致。

　　 角部竖向条带内钢筋应变测点C1结果表明, 测点处于受拉侧 (加载力为正值) 时的拉应变大于测点处于受压侧 (加载力为负值) 时的压应变, 表明砌体部分的综合抗拉能力低于抗压能力, 和承受压力情形相比, 条带在承受拉力时发挥较大的作用。

　　 试验中一层窗间墙开裂破坏不严重, 一层交叉条带内钢筋应变测点C2结果表明, 加载力改变方向, 即交叉条带处于受压或受拉时, 发挥作用基本一致, 均能发挥较大的作用。

　　 试验中二层窗间墙开裂破坏严重, 二层交叉条带内钢筋应变测点C20结果表明, 加载前期, 二层窗间墙开裂破坏不严重, 此时, 加载力改变方向, 即交叉条带处于受压或受拉时, 发挥作用基本一致, 均能发挥较大的作用, 和一层测点C2规律一致;加载后期, 窗间墙开裂破坏较为严重时, 因交叉条带穿过裂缝, 对交叉条带而言, 和受压时相比, 受拉时发挥作用较大。

　　 采用文献[4]给出的Pushover方法评价模型的抗震能力。根据本文试验得到的加载水平力和顶点位移关系曲线 (取图6中第一象限曲线) , 换算得到原型结构 (缩尺比例1/4.8) 加载水平力和顶点位移关系曲线, 计算得到原型结构的能力谱曲线, 与规范反应谱变换得到的需求谱曲线一起, 可以求解结构性能点, 9度罕遇地震下原型结构的性能点计算示意如图10所示, 计算过程中阻尼比β按下式计算:

　　 $\beta =\frac{2}{3}h{}_{\text{e}}+0.05(2)$

　　 式中h_e为图7所定义的等效黏滞阻尼系数。

　　 9度罕遇地震下的性能点对应模型中的位移为1.75mm, 加载力为181kN, 约和表1中的屈服位移及屈服荷载接近。表明结构具有较好的抗震储备能力。

　　 因为本试件在拟静力试验前已经进行了振动台试验, 因此对振动台试验中已有损伤对本次拟静力试验结果的影响进行简要评价。

　　 假定存在一个未经受振动台试验的理想模型, 则能力谱曲线中, 同一谱位移下, 理想模型的谱加速度应大于本次试验模型。

　　 然而, 同一烈度下的需求谱曲线中, 理想模型对应需求谱的谱加速度并不会高于本次试验模型所对应需求谱的谱加速度, 其理由如下:多次循环加载的拟静力试验经验表明, 同一加载位移下, 多次加载并不会导致阻尼增加, 则可知同一加载位移下, 理想模型的阻尼应大于本次试验模型;根据文献[4]中需求谱的生成原理可知, 理想模型对应需求谱的谱加速度并不会高于本次试验模型所对应需求谱的谱加速度。

　　 所以, 同一烈度、同一加载位移下, 和本次试验模型相比, 理想模型的能力谱量值高, 而需求谱量值低或持平, 这表明理想模型的能力谱更容易突破需求谱, 理想模型的抗震能力更强。即采用振动台试验中已有损伤的模型进行拟静力试验, 并采用Pushover方法评价, 结果偏于保守。这也表明振动台试验完毕后采用拟静力试验方法再次进行试验的综合试验方法是可行的。

　　 本文试验对象是经历地震模拟振动台试验后的既有砌体结构的交叉条带法抗震加固缩尺模型试件, 采用拟静力试验方法。根据试验结果和分析, 可以得到以下结论与建议:

　　 (1) 试件的破坏模式为窗间墙体交叉条带附近开裂破坏, 裂缝未呈现未加固模型呈现的典型X形交叉状。表明窗间墙体采用交叉条带法加固可有效改善窗间墙体的破坏形态。

　　 (2) 试件位移延性系数平均值为4.0, 破坏荷载时试件的层间位移角最大值为1/115, 结构具有较好的变形能力和延性。

　　 (3) 基于Pushover方法的抗震能力分析表明, 9度罕遇地震下性能点的时刻大致和试件屈服位移时刻对应, 表明结构具有较好的抗震储备能力。

　　 (4) 在振动台试验完毕后采用拟静力试验方法再次进行试验的综合试验方法是可行的。