短肢剪力墙结构形式是近年来提出的一种新型的抗侧力结构形式, 在高层住宅结构中已经日益广泛应用。短肢剪力墙是指各肢横截面高度与厚度之比的最大值介于4～8之间的剪力墙。短肢剪力墙仍属于剪力墙结构体系, 只不过是采用较短的墙肢, 而且通常采用T形、L形、Z形、十形等截面形式。短肢剪力墙结构体系有以下几方面优点:1) 布置灵活, 建筑功能容易满足, 尤其适用于建造11～20层住宅, 且造价相对于普通剪力墙结构较低。2) 可以开较大的洞口, 结构自重较轻;侧移刚度较小、结构柔度大, 地震作用较小;建筑上可以获得良好的采光与通风效果。3) 短肢剪力墙一般为高剪力墙, 故水平荷载作用下墙体的破坏一般都呈弯曲状, 同时连梁的跨高比大, 故连梁的破坏也呈弯曲状, 所以, 短肢剪力墙具有较大的延性^[1]。但是由于这种新的结构比一般的剪力墙结构抗震性能较差, 在烈度较高地区的应用经验不多^[2]。为此《高层建筑混凝土结构技术规程》 (JGJ 3—2010) ^[3]规定:抗震设计时, 高层建筑结构不应全部采用短肢剪力墙;B级高度高层建筑以及抗震烈度为9度的A级高度高层建筑, 不宜布置短肢剪力墙, 不应采用具有较多短肢剪力墙结构。

　　 近年来, 国内外对短肢剪力墙性能的研究主要集中于轴压比、截面形状、加设暗支撑、不同连梁形式、孔洞位置等对短肢剪力墙性能的影响^[4,5,6,7]。目前, 尚没有关于加固有震损开洞短肢剪力墙抗震性能的研究报道。短肢剪力墙因开洞对其承载力、延性、抗侧刚度、破坏形态等均有影响而不宜在墙肢上开设洞口, 但在施工和使用过程中, 通常需要在短肢剪力墙上安装管线、开窗等而开设洞口;但这往往降低了原结构的抗震性能, 或者在地震作用下造成墙体的提前损伤。此外, 由于设计不当、设计规范要求提高、施工缺陷、建筑物改变用途、自然灾害以及建筑物长期处于有酸、碱、盐浸蚀或风化、冻融循环等恶劣环境, 以及建筑物使用年限接近设计基准期甚至超期服役等原因, 都可能造成短肢剪力墙不能满足可靠度要求。为保证其安全性和抗震要求, 需要对短肢剪力墙进行加固。

　　 高性能水泥复合砂浆钢筋网 (High performance composite cement mortar laminates reinforced by mesh reinforcements, HPFL) 加固法是一种用钢筋网增强的高性能复合砂浆薄层加固材料加固结构的方法, 加固层基相和界面剂材料均为水泥基的无机高性能复合材料。该方法具有加固效果显著、易施工、造价低廉、对高温不敏感、耐久和抗老化、与原构件混凝土相容性和协调性好、不明显增大构件截面、环保性能好等综合优势。本文采用HPFL加固法对2个试件进行抗震加固, 并严格按照相应的《高性能水泥复合砂浆钢筋网加固混凝土结构技术规程》 (CECS 242—2008) ^[8]和《高性能水泥复合砂浆钢筋网加固混凝土结构设计与施工指南》^[9]进行设计和施工。

　　 本次试验的2个试件除洞口尺寸不同外, 其他参数均相同。本文中的试件参数与文献[10]中的相同。试件是缩尺比例为1∶2的L形开洞短肢剪力墙试件, 考虑到实际工程中安装管线等洞口的位置均在试件腹板中上部, 洞口直径分别为120, 160mm, 洞口圆心位置相同, 如图1所示。试件采用细石混凝土浇筑, 混凝土的设计强度等级为C20。试件的纵筋及箍筋均为ϕ4钢筋, 试件配筋图如图2所示。试件轴压比均为0.25。为了模拟实际结构的上部楼板对墙肢上端的约束作用, 也为方便对试件施加荷载, 在试件顶部设计一个矩形加载梁, 加载梁采用双向钢筋网配筋, 其纵筋为4ϕ12, 箍筋为ϕ6@200 (2) 。为了模拟下部楼板对墙肢下端的约束作用, 也为了便于将试件锚固在地面上, 在试件底部设计一个矩形基础梁, 梁内配筋也采用双向钢筋网配筋, 其纵筋为6ϕ16, 箍筋为ϕ6@200 (2) 。2个试件编号分别为LKD120, LKD160, 其中试件LKD120洞口直径为120mm, 试件LKD160洞口直径为160mm。

　　 经低周反复荷载作用下试验发现, 加固前两个试件LKD120, LKD160破坏的薄弱部位在洞口周边及腹板的上下端部, 故试件的加固主要集中在这些区域。具体加固方案如下:

　　 (1) 洞口周边加固:沿洞口周围采用外方内圆的双面加固方式, 将4ϕ6钢筋焊接成方形的钢筋网, 通过剪切销钉将加固层钢筋锚固在原试件表面, 4根钢筋与洞口的垂直距离均为15mm, 然后严格按《高性能水泥复合砂浆钢筋网加固混凝土结构技术规程》 (CECS 242—2008) ^[8]中对HPFL加固层制作的工艺要求进行加固层界面剂的涂抹和复合砂浆的浇筑。

　　 (2) 腹板端部加固:腹板端部采用增设U形边缘暗柱的加固方式。在腹板端部两侧分别植入2ϕ6纵向钢筋, 利用剪切销钉将加固层纵筋两端分别植入加载梁和基础梁, 使纵筋和原试件形成共同受力的整体。加固层配筋率为1.05%。为增强对腹板端混凝土的约束作用和对纵筋的锚固作用, 在加固层纵筋外侧沿墙边缘设置U形箍筋, 腹板中上部箍筋间距150mm, 因试件裂缝多出现在腹板下部, 故在下端约400mm范围内箍筋加密1倍。然后同样按《高性能水泥复合砂浆钢筋网加固混凝土结构技术规程》 (CECS 242—2008) ^[8]中对HPFL加固层制作的工艺要求进行界面剂的涂抹和复合砂浆的浇筑。加固方案如图3所示。试件LKD120, LKD160加固后试件编号分别为JG120, JG160。

　　 使用千斤顶对试件施加与试验设计轴压比相对应的竖向荷载220kN, 在3～5d内观察压力数显仪上的荷载值, 若有一定幅度下降, 说明试件和试验设备仍有弹性变形和部分塑性变形未稳定, 需要进行适当补压。然后再施加低周反复荷载作用, 使其腹板上下端部纵筋达到屈服, 并使2个试件达到相同震损程度, 用以模拟地震作用下一定程度的损伤。2个试件加固施工工艺如下:1) 原试件表面处理。先清理混凝土表面杂质和劣化混凝土, 对需加固部位凿毛, 直至露出粗骨料。随后将混凝土表面冲洗干净, 并清理松动的混凝土碎块。2) 植入剪切销钉。为防止销钉在试验过程中被拔出, 将销钉的长边植入原试件混凝土内。3) 采用焊接方式安装加固层钢筋网, 如图4 (a) 所示。4) 在将要做加固层的部位涂刷AB组分高效界面剂。5) 涂抹高性能复合砂浆, 并抹至设计加固层厚度。加固后的试件如图4 (b) 所示。6) 浇水养护。具体加固步骤见文献[11]。

　　 水平荷载由20t液压伺服作动器提供, 水平荷载的加载点与加载梁形心重合, 作动器前端与连接器之间、作动器后端与反力墙之间均设单向铰, 当试件因地震作用扭转时, 上述两个单向铰可以保证作动器加载点始终与加载梁形心重合。

　　 为能够在试验期间对试件施加长期稳定的竖向荷载, 竖向加载设备采用千斤顶, 并配有荷载传感器、压力数显仪。由于地震作用的复杂性, 试件会受到多个方向的作用, 为了更好地模拟地震作用下剪力墙端部的变形, 在竖向加载装置和加载梁间放1个滑动装置 (忽略滑动装置的摩擦力) , 使试件能够全方位地活动。加载装置如图5所示, 设向左拉为正向加载。

　　 此次试验为拟静力试验法, 参照《建筑抗震试验方法规程》 (JGJ 101—96) ^[12]中相关条文规定。水平加载采用荷载加载与位移加载相结合的方式:原试件或加固层纵筋屈服前采用荷载控制, 以10kN为增量, 每级荷载循环1次;纵筋屈服后由位移控制, 以纵筋屈服时试件的水平位移控制加载, 每级荷载循环3次直至试件破坏, 加载历程见图6。

　　 开洞短肢剪力墙在低周反复荷载作用下, 从开始受力到最终破坏可分为开裂阶段、屈服阶段与破坏阶段。为便于对加固前后试件的受力性能进行对比分析, 加固前后试件的破坏过程及特征如下。

　　 当正向加载至17.9kN时, 距腹板底部20mm处出现长度较短的水平裂缝;反向加载至25.6kN时, 距翼缘底部15mm处出现细微的水平裂缝;当正向加载至39.8kN时, 腹板端部纵筋部分屈服, 试验结束。

　　 当正向加载至17.1kN时, 距腹板底部26mm处出现首条水平裂缝;反向加载至23.5kN时, 距翼缘底部45mm处出现水平裂缝。正向加载至38.6kN时, 腹板端部纵筋屈服, 腹板中下部出现水平裂缝, 试验结束。

　　 当正向加载至24.3kN时, 腹板端底部出现长度较短的水平裂缝;反向加载至29.1kN时, 翼缘底部出现水平裂缝。随着荷载的增加, 距腹板底部130mm、原试件与腹板端加固层分界面处出现水平裂缝, 长度20mm左右, 距腹板端底部243mm处的加固层上出现长度较短的水平裂缝。正向加载至56.2kN时, 腹板端纵筋达到屈服应变, 水平方向由荷载控制改为位移控制。反向加载至61.2kN时, 翼缘外侧纵筋发生屈服。正向加载至64.7kN时, 腹板端加固层纵筋达到屈服应变。之后腹板中下部裂缝进入快速发展阶段, 腹板处水平裂缝延伸, 向翼缘与腹板交界面处发展形成斜裂缝, 距底部375mm、腹板端复合砂浆与原试件分界面处出现水平裂缝。正向荷载继续增加, 复合砂浆出现多条竖向裂缝, 用手敲击, 砂浆内形成空洞, 说明原试件已与复合砂浆脱开。正向加载至81.5kN时, 腹板底部混凝土与复合砂浆被压碎, 并大量剥落, 加固层内纵筋与箍筋压屈外露, 试验结束。试验结束时, 洞口周边没有裂缝出现, 腹板端加固层和原试件分界面处产生裂缝, 在腹板靠近基础梁的根部, 原试件和加固层的纵筋均屈服, 试件箍筋未屈服, 腹板端下部混凝土、复合砂浆被压碎, 并大量剥落, 加固层纵筋与箍筋严重外露, 试件为弯曲破坏。最终破坏形态如图7所示。

　　 当正向加载至21.9kN时, 腹板端加固层与原试件分界面出现长度较短的水平裂缝;反向加载至30.3kN时, 翼缘底部出现水平裂缝。随着荷载的增加, 腹板与翼缘交界面处出现若干较短的斜裂缝, 并斜向下延伸发展。正向加载至54.8kN时, 原试件腹板端部纵筋达到屈服应变, 水平方向由荷载控制改为位移控制;正向加载至61.2kN时, 加固层中纵向钢筋达到屈服应变。之后原试件与腹板端加固层分界面处的水平裂缝斜向下延伸形成斜裂缝, 并与由腹板和翼缘交界面处延伸而来的斜裂缝相交。正向荷载继续增加, 腹板端底部复合砂浆出现长度为85mm的竖向裂缝, 且面部轻微外鼓。正向加载至78.6kN时, 腹板底部复合砂浆破碎, 并有部分剥落, 试验结束。试验结束时, 洞口周边没有裂缝出现, 原试件和腹板端加固层分界面处产生裂缝, 加载前期多为水平裂缝, 加载中后期多为剪切斜裂缝, 原试件腹板端及加固层纵筋屈服, 试件箍筋未屈服, 腹板端复合砂浆有部分剥落, 试件为弯曲破坏。最终破坏形态如图8所示。

　　 以上4组试验结果显示:1) 加固后试件洞口周边未出现裂缝, 这是因为加固层通过参与受力, 分担并降低了洞口周边的应力, 使得应力分布更加均匀;试件其他部位的裂缝出现时间较晚, 发展较为缓慢, 且宽度较小, 表明HPFL加固层有效约束了试件的横向变形, 阻止了混凝土与复合砂浆裂缝的发展, 延性性能好的纤维增强复合砂浆改善了裂缝形态。2) 加固后试件的腹板端部纵筋屈服时间晚于原试件, 且加固后试件屈服荷载大于原试件的屈服荷载。说明HPFL加固有效提高了试件的承载能力, 延迟了腹板端部纵筋发生屈服的时间。由纵、横向网筋形成的网片增强复合砂浆加固层对试件中混凝土的危险区域施加了有效约束, 改善了混凝土的受力状态;提供主要约束作用的横向网筋对提高试件承载力及改善其延性发挥了至关重要的作用, 纵向网筋又使横向网筋受力更加均匀, 横向网筋作用能力增强;横向网筋对纵向网筋的锚固作用和AB组分界面剂的粘结作用阻止了加固层与原试件之间的粘接滑移;此外, 强度高、韧性好、粘结性能好的复合砂浆成就了加固层的整体工作性能和粘结性能。3) 加固后的试件在破坏时产生较大的变形, 说明加固后试件的延性有大幅度提高。4) 试件腹板端混凝土被压碎, 而翼缘端混凝土没有破坏迹象, 这是由于腹板端混凝土受压面积远小于翼缘端混凝土受压面积, 在相同荷载下, 腹板端混凝土先于翼缘端混凝土达到极限压应变。

　　 延性系数η=极限位移/屈服位移, 屈服位移和极限位移分别用在屈服阶段、破坏阶段所测得的试件顶端水平位移表示。试验结果列于表1。

　　 由表1可看出:1) 经HPFL加固后, 试件各阶段的荷载值得到了不同程度的提升。加固后2个试件的开裂荷载和屈服荷载提高了约1/3。经HPFL加固后, 试件加固层边缘暗柱中的纵筋分担部分荷载, 加固层箍筋也对暗柱中纵筋有锚固作用, 阻止了加固纵筋与原试件的相对滑移, 原试件、加固钢筋网和复合砂浆三者形成有机整体, 共同受力, 因此加固后试件的承载力得以有效提高。2) 随着开洞率的增大, 加固前后短肢剪力墙的承载力均有所下降, 但延性均有所提高, 试件越来越接近框架结构的特征。随着开洞率的增大, 加固前后试件的开裂荷载、屈服荷载和极限荷载均有所下降, 试件延性系数有所提高。

　　 依据所做试验得到的数据, 各试件在整个加载过程中的滞回曲线如图9所示。

　　 从图9可看出, 虽然各试件滞回曲线都不饱满, 耗能能力较差, 但加固前后试件的性能仍有些不同:1) 经HPFL加固后, 试件的捏缩现象有所改善, 滞回环面积有所增加, 滞回曲线相对饱满, 耗能能力相对增强, 抗震性能相对提高。2) 随着开洞率的增大, 加固后试件的滞回环略有饱满, 所围面积略有增大, 耗能能力增强, 抗震性能提高。故短肢剪力墙屈服前的侧向位移随开洞率的增大而略有增大, 即初始抗侧刚度有所降低。

　　 为直观反映试件耗能能力, 引入等效黏滞阻尼系数h_e的概念, h_e越大, 试件的耗能能力越强。其计算公式为式 (1) , 计算简图如图10所示, 经计算所得等效黏滞阻尼系数值列于表2。

　　 $h{}_{\text{e}}=\frac{1}{2\text{π}}\frac{S{}_{(\stackrel{⌢}{\text{A}\text{B}\text{C}}+\stackrel{⌢}{\text{C}\text{D}\text{A}})}}{S{}_{(\text{Δ}\text{Ο}\text{B}\text{E}+\text{Δ}\text{Ο}\text{D}\text{F})}}(1)$

　　 从表2可看出:1) 加固后试件的耗能能力有显著改善。加固后试件JG120, JG160的h_e分别提高了144.0%和158.0%。加固层在混凝土丧失承载力后继续发挥作用, 加固后试件产生更大的变形, 无机界面剂所具有的优异的粘结性能极大程度地保证了加固层砂浆与混凝土的可靠粘结, 加固层钢筋网也有效约束了试件裂缝的开展, 使裂缝的摩阻力增大, 耗能能力明显增强。2) 试件的耗能能力随开洞率增加而有所增强。加固前后试件的h_e随开洞率增加分别提高了19.5%和26.4%, 随着开洞率的增大, 试件的变形能力增强, 吸收能量增多, 耗能能力增强。

　　 加固前后试件的骨架曲线如图11所示。

　　 从图11可知:1) 加固后试件的承载力增大, 变形能力增强。依据骨架曲线的特点, 可以将骨架曲线分为三个阶段。从试件开始受力到加载至20kN, 即试件出现首条裂缝前, 骨架曲线大致呈直线, 曲线斜率较高, 试件残余变形较小, 水平荷载主要由混凝土承担, 此阶段称为弹性阶段。在20kN处, 骨架曲线斜率发生改变, 这是因为混凝土在开裂后瞬间丧失了承载力, 纵筋承担了所有拉力。从试件出现首条裂缝到加载至75kN前, 骨架曲线逐渐向水平轴弯曲, 斜率下降, 刚度退化速度较快, 荷载由混凝土和加固层共同承担, 此阶段称为弹塑性阶段。从峰值荷载到最终破坏, 骨架曲线斜率转变为负值, 裂缝开展较快, 承载力快速下降, 在混凝土丧失承载力后, 加固层也逐渐退出工作, 最终试件破坏, 此阶段称为破坏阶段。2) 随着开洞率的增大, 加固后试件的承载力降低, 但延性更好。

　　 引用割线刚度K_i来表示加载过程中刚度的变化, 其计算公式为:

　　 ${\rm K}{}_i=F{}_i/D{}_i(2)$

　　 式中:K_i为第i级加载的割线刚度;F_i为第i级加载时的峰值荷载;D_i为第i级加载达到峰值荷载时的位移。

　　 根据试验数据计算所得加固前后试件的刚度退化曲线见图12。

　　 由图12并结合试验过程可得出:1) 加固后试件从开始受荷到水平位移达到5mm (屈服位移) 时, 试件内出现大量新裂缝, 旧有裂缝不断延伸、发展, 试件刚度下降明显;随着水平位移继续增加, 由于主裂缝已经产生并得到充分发展, 刚度下降主要受次生裂缝影响, 因此刚度退化速率减缓。2) 试件加固前后有相近的初始刚度和相似的刚度退化曲线轮廓。试验加载初期, 因应变滞后, 加固层并未参与受力, 因此加固后试件的初始抗侧刚度与原试件相近, 两者的刚度退化速率相似;加载中后期, 在试件达到一定的侧向位移后, 加固层逐步参与受力, 并对原试件发挥有效的约束作用, 裂缝的发展得到了有效遏制, 相比于加固前试件, 其刚度退化速率有所降低。3) 试件刚度随着开洞率的增大而减小;且刚度退化速率在屈服前随着开洞率的增大而加快。

　　 综上所述, HPFL加固对短肢剪力墙起到了较好加固的效果, 有效地增加了短肢剪力墙试件的刚度, 减慢了试件的刚度退化速率, 有效减缓了试件裂缝的产生和发展, 增加了试件的延性和变形能力。

　　 本节采用分离式的建模方法, 以试件LKD160, JG160为例建立有限元模型, 进行数值模拟分析。有限元模型如图13所示。

　　 加固前后试件在加载初期所受到的荷载较小, 试件在荷载作用下的变形不大, 裂缝特征不明显, 以在反向荷载作用下试件位移为2mm时的裂缝分布情况作为分析的依据。试件模拟裂缝分布如图14所示, 每个积分点都可以在相互垂直的三个方向开裂, 三次开裂 (三级) 用深色表示, 二次开裂用浅色表示, 介于二者之间的为一次开裂。

　　 由图14可看出:1) 一次开裂裂缝主要分布于试件的下部, 二次开裂裂缝主要分布于试件的中部, 三次开裂裂缝主要分布于试件的上部, 表明裂缝先出现在试件下部, 随着水平位移的增加, 试件裂缝由下向上发展。由于应力集中, 试件的中下部和洞口周边裂缝较多。2) 相较于加固前试件, 加固后试件的三次开裂裂缝、二次开裂裂缝的数量增加不明显, 一次开裂裂缝增加较多, 裂缝分布区域增大。在相同位移的作用下, 加固后试件所受荷载要大于加固前试件所受荷载, 而导致加固后试件发展出更多的裂缝。

　　 选用试件腹板受压且水平位移为2mm时的应力云图进行分析, 加固前后试件的应力云图如图15所示。

　　 由图15可以看出, 试件在加固前, 洞口周边应力较高, 板端底部右下角应力较高区域面积较大, 应力集中现象较为严重;试件在加固后, 洞口周边应力有所减小, 板端底部的应力较高区域面积有所减少, 表明HPFL加固有效约束了混凝土变形, 显著降低了混凝土表面应力。

　　 试件骨架曲线的数值模拟结果与试验结果对比如图16所示。

　　 从图16可以看出, 整个加载过程中, 试验与模拟骨架曲线有着较高的吻合度, 但两者之间仍然存在差异, 主要原因在于随着加载过程的进行, 试件中的纵筋相对于混凝土发生了滑移, 而模拟中并没有考虑纵筋滑移对试件的影响。

　　 数值模拟和试验的各阶段荷载值及位移值如表3所示。

　　 由表3可见, 对于加固前试件, 屈服荷载与极限荷载的模拟值和试验值相对误差分别为9.3%, 11.4%;对于加固后试件, 屈服荷载与极限荷载的模拟值和试验值相对误差分别为4.6%, 6.6%。可见, 加固后试件模拟值与试验值的相对误差均小于加固前试件的相应值, 这是因为加固后试件内的钢筋在剪切销钉的锚固作用下, 纵筋发生相对滑移的程度降低。

　　 (1) HPFL加固使短肢剪力墙的抗震性能有明显提升, 加固后试件的抗震承载力得到一定程度的提高, 延性和耗能能力有明显改善, 延性破坏特征明显, 刚度退化明显减慢。

　　 (2) 加固层有效约束了试件的横向变形, 也起到了抗拉、抗压的作用, 使裂缝出现时间较晚, 宽度较小;AB组分界面剂的粘结作用阻止了加固层与试件之间的粘接滑移;强度高、韧性好、粘结性能好的复合砂浆成就了加固层的整体工作性能和粘结性能;HPFL加固对洞口起到了很好的加固作用。

　　 (3) 随开洞率的增大, 加固后的短肢剪力墙试件承载力下降, 但延性提高, 耗能能力增强。

　　 (4) 本文提出的HPFL加固开洞短肢剪力墙的构造措施与方法, 以及相应的加固施工工艺与步骤, 不仅能确保施工质量, 也能获得很好的加固效果, 可供工程人员参考。