敬登虎，喬墩，邢凱麗

（東南大學(xué) 土木工程學(xué)院，江蘇 南京，211189）

砌體材料的抗拉、抗剪強度較低，且整體性也較差.在砌體結(jié)構(gòu)房屋的震害中，墻體的破壞問題比較突出[1-3]，主要表現(xiàn)為：墻體出現(xiàn)水平裂縫、斜裂縫、“X”形剪切裂縫、角部壓碎、平面外倒塌等[4-6].因此，對砌體墻進行加固以提高其抗震性能顯得尤為重要.

Eslamlou 等[7]對砌體墻的各種加固方法進行了總結(jié)，主要有纖維增強復(fù)合材料（FRP）包裹、嵌筋、鋼筋混凝土面層、錨固鋼板帶、聚丙烯帶包裹、鋼絲水泥面層、鋼索加固等方法；在這些方法中，F(xiàn)RP 容易發(fā)生剝離破壞；鋼筋混凝土面層加固法和鋼絲水泥面層加固法施工的濕作業(yè)時間長，并且需要一定時間進行養(yǎng)護.鋼板帶加固方法除了具有經(jīng)濟性好、質(zhì)量輕、濕作業(yè)少、易于安裝和拆除等特點，又能夠充分提高被加固墻體的承載能力和變形能力.同時，砌體墻可為鋼板帶提供側(cè)向支承，改善鋼板帶的局部屈曲現(xiàn)象.因此，采用鋼板帶對砌體墻進行加固有較大的潛力.Taghdi 等[8]進行了對拉螺栓錨固鋼板帶雙面加固混凝土砌塊砌體墻抗震性能的試驗研究，結(jié)果表明加固后墻體的延性、剛度和耗能能力均得到了提高.Farooq 等[9-12]進行了改變鋼板帶參數(shù)加固磚砌體墻抗震性能的研究，結(jié)果表明影響加固效果的因素有用鋼量、鋼板帶網(wǎng)格大小以及鋼板帶布置形式.于江等[13]、張廣泰等[14]對格構(gòu)式鋼板帶加固磚砌體墻的抗震性能開展了一系列試驗研究與分析工作，證實格構(gòu)式鋼板帶加固方法可有效地改善墻體的抗震性能.但是，常規(guī)的鋼板帶加固屬于被動的加固模式，后布置的鋼板帶存在明顯的應(yīng)力滯后問題.Farooq 等[10]的研究發(fā)現(xiàn)，加固墻體達到破壞狀態(tài)時，橫、豎向鋼板帶都因為應(yīng)力滯后難以充分利用材料性能，同時墻體的嚴重變形又加劇了鋼板帶的局部屈曲.

為此，本課題組提出了一種預(yù)應(yīng)力鋼板帶加固磚砌體墻技術(shù)，即在磚砌體墻兩面布置橫、豎向鋼板帶，橫向鋼板帶布置在墻面的內(nèi)側(cè)，兩面的鋼板帶和墻體之間通過對拉螺栓進行錨固連接.對拉螺栓的緊固使得鋼板帶發(fā)生軸向變形，以此在鋼板帶中施加預(yù)應(yīng)力，實現(xiàn)加固模式由被動轉(zhuǎn)為主動，提高鋼板帶加固在正常使用狀態(tài)下的利用效率.根據(jù)本課題組已完成的軸心受壓性能研究[15]，預(yù)應(yīng)力鋼板帶可有效地提高墻體的開裂荷載和峰值荷載.在此基礎(chǔ)上，課題組開展了預(yù)應(yīng)力鋼板帶（此處僅在橫向鋼板帶中施加預(yù)應(yīng)力）加固磚砌體墻的抗震性能試驗研究.

1 試驗概況

1.1 試件設(shè)計

本試驗共設(shè)計了5 片墻體，其中UW 為普通磚砌體墻；試件SW1 采用預(yù)應(yīng)力鋼板帶進行加固，并與試件UW 形成對比，用于研究預(yù)應(yīng)力鋼板帶加固磚砌體墻的加固效果.試件SW2、SW3、SW4 分別改變了橫向鋼板帶的預(yù)應(yīng)力水平、墻體豎向負荷水平和墻體高寬比，以此研究上述參數(shù)對加固效果的影響.試件設(shè)計參數(shù)與制作詳圖見表1 和圖1 所示.

圖1 試件設(shè)計詳圖Fig.1 Design details of specimens

表1 試件參數(shù)匯總Tab.1 Summary of specimens’parameters

試件所用的燒結(jié)普通磚尺寸為230 mm × 100 mm×45 mm，強度等級為MU25，砂漿強度等級為M5.0；頂梁與底梁所用的混凝土強度等級為C30，鋼筋等級為HRB400 級；加固中使用的鋼板牌號為Q235，對拉螺栓采用6.8 級M14.

1.2 試件加固

預(yù)應(yīng)力鋼板帶加固墻體的具體步驟和要點如下：1）按照對拉螺栓設(shè)計位置分別在墻體及鋼板帶相應(yīng)位置鉆取孔洞.其中，橫向鋼板帶上的孔洞呈長圓形，以便擰緊對拉螺栓時鋼板帶可以單向滑動，從而在橫向鋼板帶中產(chǎn)生較均勻的預(yù)拉應(yīng)力.2）在砌體墻表面安裝豎向鋼板帶，豎向鋼板帶上下端與水平角鋼（?50×5）焊接，再用化學(xué)錨栓M12 將水平角鋼分別與頂梁及底梁連接，錨栓錨固深度為120 mm.3）在豎向鋼板帶外側(cè)安裝橫向鋼板帶.其中，試件SW2 在橫向鋼板帶與豎向鋼板帶正交疊合處增設(shè)厚度為3 mm 的鋼板墊塊（圖2），以便獲得更高的預(yù)應(yīng)力水平.墻體兩側(cè)面設(shè)置寬度為100 mm 的鋼綴板，橫向鋼板帶與鋼綴板通過垂直角鋼（?50×5）焊接，最終形成如圖3 所示的閉合約束.4）擰緊橫向鋼板帶上的對拉螺栓，使其產(chǎn)生拉伸變形從而在鋼板帶中獲得預(yù)拉應(yīng)力.此處，橫向鋼板帶中預(yù)拉應(yīng)力控制通過應(yīng)變片實測取平均值，具體數(shù)值見表2.需要強調(diào)的是，考慮擰緊螺栓在橫向鋼板帶中產(chǎn)生的局部效應(yīng)原理（圣維南原理），實測的應(yīng)變片位于橫向鋼板帶與豎向鋼板帶正交疊合處外表面，該應(yīng)變包含彎曲變形部分.

圖2 試件SW2 鋼板帶正交疊合處細節(jié)Fig.2 Crossing details of specimen SW2's steel strips

圖3 鋼板帶安裝完成Fig.3 Installation of steel strips

表2 橫向鋼板帶預(yù)應(yīng)力實測值與理論值對比Tab.2 Comparison between measured and theoretical values of pre-stress in lateral steel strips

1.3 理論預(yù)應(yīng)力值計算

橫向鋼板帶的變形可簡化為圖4 所示的區(qū)段，圖中OAB（O1A1B1）區(qū)域近似視為直角三角形.此外，考慮BB1段的彎曲變形，該段彎曲近似按圓弧考慮，且與兩端相連線段相切.基于幾何變形條件，橫向鋼板帶與豎向鋼板帶正交疊合處外表面理論預(yù)拉應(yīng)變（ε）可用式（1）進行計算：

圖4 預(yù)拉應(yīng)變計算示意圖Fig.4 Schematic diagram of calculating pretension strain

式中：t1為橫向鋼板帶厚度；t2為對拉螺栓的張拉深度（線段AB 長度），該值不大于豎向鋼板帶厚度，本試驗中對于試件SW2 取4.5 mm，其余試件均取3.0 mm；d 為對拉螺栓邊緣與豎向鋼板帶邊緣的距離；b為豎向鋼板帶的寬度.表2 對比了橫向鋼板帶與豎向鋼板帶正交疊合處表面的理論預(yù)應(yīng)力值與實測值，其中鋼板的彈性模量取206 GPa，可見式（1）具有較好的預(yù)測精度.此時，橫向鋼板帶中的有效預(yù)拉應(yīng)力計算應(yīng)扣除彎曲變形對實測應(yīng)變的貢獻，即可按鋼板帶厚度中心線計算拉伸應(yīng)變（εe），可得到式（2）；各試件中橫向鋼板帶的有效預(yù)拉應(yīng)力值見表2.需要注意的是，當(dāng)t1或t2較大時，施加預(yù)拉應(yīng)力的難度明顯增加，在實際工程應(yīng)用時，該值不宜過大.

1.4 材料性能

依據(jù)我國現(xiàn)行相關(guān)材料性能試驗方法[16-18]，所用主要材料實測強度如下：MU25 實心燒結(jié)普通磚的抗壓強度平均值為27.6 MPa；M5.0 級砂漿的抗壓強度平均值為5.14 MPa；3mm 厚Q235 鋼板的屈服強度平均值為370.0 MPa，極限抗拉強度平均值為515.6 MPa；M14 級對拉螺栓的抗拉強度平均值為694.5 MPa.

1.5 試驗加載及測量內(nèi)容

試驗加載裝置見圖5，試驗過程中使用油壓千斤頂施加豎向荷載后恒定，使用水平作動器施加水平荷載模擬地震作用.為了保證豎向荷載均勻施加在墻體頂部，在千斤頂與壓頂梁之間設(shè)置兩個正交的分配梁，并在分配梁間設(shè)置滾軸小車，以此保證試驗中豎向荷載不會因為墻體位移而改變方向.根據(jù)試件設(shè)計負荷水平以及同批對比試件實測的砌體強度[15]，試件SW3 所施加的豎向荷載為690 kN，其余試件所施加的豎向荷載為460 kN.

圖5 試驗裝置Fig.5 Test set-up

水平荷載采用逐級加載的方式，墻體開裂前按荷載控制，每級按20 kN 遞增，每級循環(huán)1 次，持荷3 min 后進行測量記錄；當(dāng)墻體出現(xiàn)貫穿3 皮磚長的裂縫時認為墻體開裂；開裂后，以開裂位移的倍數(shù)作為級差進行位移控制加載，每一級循環(huán)3 次；當(dāng)試件承載力降至85%峰值荷載時，認為達到極限狀態(tài)，停止試驗.

圖6 為試件SW1～SW3 中鋼板帶上的應(yīng)變片正面位置，反面與此對稱（SW4 與此類似），其中橫向鋼板帶上應(yīng)變片布置在橫、豎向鋼板帶正交疊合處正中，另外布置一組應(yīng)變片在橫、豎向鋼板帶疊合邊緣與對拉螺栓中間位置，由此記錄不同區(qū)段鋼板帶表面的應(yīng)變情況.試驗過程中，所施加的水平荷載及相應(yīng)位移由加載系統(tǒng)自動采集.

圖6 應(yīng)變片布置Fig.6 Configuration of strain gauges

2 試件破壞過程

2.1 試件UW

當(dāng)水平荷載加到220 kN 時，墻體左上角出現(xiàn)一條貫穿3 皮磚長的裂縫，對應(yīng)的開裂位移Δc=2 mm.當(dāng)位移加到Δc時，墻體頂部出現(xiàn)細小斜裂縫.當(dāng)位移加到2Δc時，原有裂縫沿著墻體頂部約50°方向往下延伸并貫穿全墻，同時出現(xiàn)了一條與其對稱的新的裂縫.當(dāng)位移加到3Δc時，墻體有少量磚起皮脫落，隨后墻體上原有裂縫寬度急劇增大，并在墻頂中部出現(xiàn)新的斜向長裂縫，荷載迅速下降至峰值荷載的85%以下，試件達到極限狀態(tài)（圖7）.此處，墻體的破壞形態(tài)表現(xiàn)為剪切破壞.

圖7 試件UW 破壞形態(tài)Fig.7 Failure mode of specimen UW

2.2 試件SW1

當(dāng)水平荷載加到280 kN 時，墻體的頂部出現(xiàn)了一條貫穿3 皮磚長的裂縫，此時對應(yīng)的開裂位移Δc=3.6 mm.當(dāng)位移加到Δc時，墻頂細微裂縫增加.當(dāng)位移加到2Δc時，原有裂縫拓展延伸，并新出現(xiàn)一條從墻頂貫穿至墻體左下角的斜裂縫.當(dāng)位移加到3Δc時，右側(cè)一條裂縫出現(xiàn)分支，其中一支沿灰縫水平延伸，另一支向右下角延伸并貫穿全墻.墻體角部磚塊出現(xiàn)壓碎現(xiàn)象.當(dāng)位移加至4Δc時，磚塊持續(xù)壓碎、脫落.墻體上斜裂縫進一步延伸、變寬.當(dāng)位移加到5Δc時，墻體角部磚塊嚴重碎裂，部分豎向鋼板帶出現(xiàn)局部彎曲（圖8（a）），墻體裂縫明顯可見（圖8（b）），試件達到極限狀態(tài).此處，墻體的破壞形態(tài)表現(xiàn)為彎剪破壞.

圖8 試件SW1 破壞形態(tài)Fig.8 Failure mode of specimen SW1

2.3 試件SW2、SW3

試件SW2、SW3 的破壞過程類似于SW1，但開裂點、峰值點以及極限點的位移與荷載有所差異，具體詳見表2 所示，在此不再贅述.兩個試件中墻體的破壞形態(tài)均表現(xiàn)為彎剪破壞（圖9、圖10）.

圖9 試件SW2 破壞形態(tài)Fig.9 Failure mode of specimen SW2

圖10 試件SW3 破壞形態(tài)Fig.10 Failure mode of specimen SW3

2.4 試件SW4

當(dāng)水平荷載加到240 kN 時，墻體角部出現(xiàn)3 皮磚長細微裂縫，對應(yīng)的開裂位移Δc=4.5 mm.當(dāng)位移加到3Δc時，墻體右下角出現(xiàn)一條豎向裂縫，左下角出現(xiàn)一條水平裂縫.當(dāng)位移加到5Δc時，裂縫進一步發(fā)展，墻體角部出現(xiàn)脫空現(xiàn)象.當(dāng)位移加到7Δc時，墻體角部壓碎現(xiàn)象嚴重，豎向鋼板帶出現(xiàn)局部彎曲，但墻體表面無明顯的斜向裂縫（圖11）.此處，墻體的破壞形態(tài)表現(xiàn)為彎曲破壞.

圖11 試件SW4 破壞形態(tài)Fig.11 Failure mode of specimen SW4

在本試驗研究中，水平荷載是直接作用在頂部混凝土梁上，混凝土梁底與墻體頂部之間（矩形截面）產(chǎn)生剪應(yīng)力，剪應(yīng)力分布形式為中部大、兩端小.此外，墻體頂部的豎向壓應(yīng)力近似均勻.在這種壓應(yīng)力和剪應(yīng)力共同作用下，磚砌體墻在發(fā)生與剪切相關(guān)的破壞形態(tài)時，則表現(xiàn)出圖7～圖10 所示的“八字形”裂縫分布特征.

3 抗震性能分析

3.1 滯回曲線

滯回曲線是結(jié)構(gòu)在往復(fù)荷載作用下的荷載-位移曲線，能夠全面反映試件的抗震性能.各個試件的滯回曲線如圖12 所示，可以看出：1）試件UW 的滯回曲線在加載初期基本呈線性，然后很快就到達了極限狀態(tài)，滯回環(huán)包圍的面積較小.2）加固試件的滯回曲線都存在“捏縮”現(xiàn)象；試件SW1 的滯回曲線呈弓形，與試件UW 相比滯回曲線的形狀更加飽滿，能達到的加載級數(shù)和峰值荷載也明顯大于UW；試件SW2、SW3 滯回曲線飽滿程度要小于SW1，但有更大的峰值荷載；試件SW4 滯回曲線呈Z 形，曲線形狀不飽滿，但較SW1 有更大的極限位移.

圖12 試件滯回曲線Fig.12 Specimens’hysteretic curves

3.2 骨架曲線

將滯回曲線上每一級加載首次循環(huán)所對應(yīng)的荷載峰值點相連可以得到試件的骨架曲線，通過骨架曲線可以確定試件的抗側(cè)剛度、承載能力和延性等特征.5 片墻體的骨架曲線匯總?cè)鐖D13，試驗結(jié)果匯總見表3.取峰值荷載Fmax的85%為極限荷載Fu，極限荷載對應(yīng)的位移即為極限位移Δu[19].位移延性系數(shù)μ 采用極限位移Δu和屈服位移Δy之比進行計算.本文采用如圖14 所示的能量等值法[20]確定試件的屈服荷載Fy和屈服位移Δy.

圖13 試件骨架曲線Fig.13 Specimens’skeleton curves

圖14 屈服位移確定方法Fig.14 Determination method of the yield displacement

由表3 可知，與未加固試件UW 相比，SW1 開裂點的抗側(cè)剛度下降了29.3%，這主要是因為橫向鋼板帶的約束作用延緩了裂縫的形成和開展.試件SW1 峰值承載力提高了45.5%，延性提高了76.4%，表明使用預(yù)應(yīng)力鋼板帶能夠顯著提高磚砌體墻的承載能力和變形能力.

表3 試驗結(jié)果匯總Tab.3 Test results

試件SW2 與SW1 相比，橫向鋼板帶中有效預(yù)應(yīng)力水平提高了89.5%（達到屈服強度的36.4%）.此時，試件SW2 的開裂點抗側(cè)剛度與SW1 幾乎相同，峰值承載力提高了18.3%，延性下降了44.0%.由此可見，橫向鋼板帶中預(yù)應(yīng)力水平對試件的初始抗側(cè)剛度幾乎無明顯影響，由于橫向鋼板帶中應(yīng)力水平提升，鋼板帶對試件的裂縫發(fā)展限制作用增強，提高了屈服位移和承載力，但延性有所下降.

試件SW3 較SW1 僅提高了墻體豎向負荷水平，開裂點抗側(cè)剛度較SW1 提高了近1 倍，峰值承載力提高了33.5%，延性下降了23.1%.這是因為增大豎向壓力可提高墻體中砌塊與砂漿間的摩擦阻力，減小墻體的變形能力.

試件SW4 與SW1 相比提高了墻體的高寬比，開裂點抗側(cè)剛度下降了31.5%，峰值承載力和延性略有下降.這是因為試件SW4 中墻體的破壞形態(tài)為彎曲破壞，鋼板帶的加固效果較差.

3.3 橫向鋼板帶應(yīng)變發(fā)展規(guī)律

限于篇幅，選取了有代表性的試件SW1 中上面橫向鋼板帶各區(qū)段（圖6）應(yīng)變實測值進行分析.從圖15 可以看出，各應(yīng)變片的初始值（預(yù)拉應(yīng)變）存在一定差異，這是由于鋼板帶各區(qū)段的拉伸變形存在安裝誤差與摩擦力，預(yù)拉應(yīng)力并非理想的均勻分布.在加載前期，應(yīng)變數(shù)值變化幅度較小，基本不變.當(dāng)荷載施加到280 kN 時，墻體開裂后，橫向鋼板帶進行二次受拉，應(yīng)變總體開始呈升高趨勢，但不同位置的變化幅度并不相同.在達到極限狀態(tài)時，此條鋼板帶的實測應(yīng)力均值為173 MPa，扣除彎曲部分的影響后，有效拉伸應(yīng)變可達0.07%.此時，鋼板帶中的有效拉應(yīng)變比文獻[10]中常規(guī)正交鋼板帶加固在極限狀態(tài)時的0.01%～0.06%至少提高了16.7%，即橫向鋼板帶中施加預(yù)拉應(yīng)力能夠有效提高鋼板帶的材料利用率.

圖15 SW1 橫向鋼板帶應(yīng)變發(fā)展Fig.15 Strain development of SW1’s lateral steel strips

3.4 預(yù)應(yīng)力控制建議

由表3 可知，隨著橫向鋼板帶中預(yù)拉應(yīng)力的增加，并非各項指標(biāo)都得到提高.此處，定義φ 為橫向鋼板帶中的預(yù)拉應(yīng)力特征值，按照公式（3）進行計算.式中，b1、t1為橫向鋼板帶寬度、厚度；σps為橫向鋼板帶中有效預(yù)拉應(yīng)力平均值，由式（2）得到的應(yīng)變乘以鋼板的彈性模量進行計算；bm為橫向鋼板帶有效約束寬度，可取計算橫向鋼板帶上下區(qū)格墻面高度的1/2；tm為砌體墻厚度；fm為砌體軸心抗壓強度平均值，按式（4）計算[21]，f1、f2分別為磚和砂漿的抗壓強度平均值；系數(shù)k1、α 對于燒結(jié)普通磚取值為0.78 和0.5；k2對于燒結(jié)普通磚，且砂漿強度不低于1 MPa時，取值為1.0.

提高橫向鋼板帶中的有效預(yù)拉應(yīng)力，預(yù)拉應(yīng)力特征值φ 也會提高.基于后期的有限元數(shù)值模擬補充分析，發(fā)現(xiàn)隨著φ 的提高，加固墻體的水平承載力出現(xiàn)先增大后降低現(xiàn)象.當(dāng)φ 值取為0.169 時，加固效果較好，實際工程中建議按此值進行控制.

3.5 抗剪承載力計算

加固后試件的破壞機理復(fù)雜，其抗剪承載力（V）可簡化為磚砌體（Vm）、橫向鋼板帶（Vs）二者所承受水平力的疊加，如式（5）所示.Vm采用式（6）進行計算[22]，其中Aw為墻體的水平截面積，σy為壓應(yīng)力，fv0為σy=0 時對應(yīng)的砌體抗剪強度，可根據(jù)式（7）進行計算[23].式（7）中k5為與砌體種類相關(guān)的系數(shù)，燒結(jié)普通磚取0.125；f2為砂漿抗壓強度平均值.鑒于橫向鋼板帶在施加了一定預(yù)應(yīng)力后，其應(yīng)力只在臨近極限狀態(tài)時總體上有較明顯的增長，在峰值點狀態(tài)時應(yīng)力增長較小.此外，結(jié)合文獻[12-14，24-25]中常規(guī)正交鋼板帶、嵌筋加固磚砌體墻的試驗研究結(jié)果，加固用材料在試件峰值點狀態(tài)時的應(yīng)力約為其屈服強度fy的15%.因此，Vs可由式（8）近似確定；其中，As為橫向鋼板帶的截面面積之和；σe取為σps與0.15fyAs兩者中的較大值.

依據(jù)公式（5）～（8），試件UW、SW-1～SW-3 的抗剪承載力計算值與實測值之比分別為1.15、1.03、1.05 和0.97.由此可見，上述計算方法具有較好的預(yù)測精度.

4 結(jié)論

1）使用預(yù)應(yīng)力鋼板帶加固的試件SW1 相較未加固試件，破壞形態(tài)由剪切破壞轉(zhuǎn)變?yōu)閺澕羝茐?，開裂點抗側(cè)剛度下降了29.3%，峰值承載力提高了45.5%，延性提高了76.4%.因此，采用預(yù)應(yīng)力鋼板帶對磚砌體墻進行抗震加固效果明顯.

2）當(dāng)橫向鋼板帶中的預(yù)拉應(yīng)力水平提高至屈服強度的36.4%時，試件的開裂點抗側(cè)剛度幾乎沒有變化，峰值承載力提高了18.3%，但延性下降了44.0%.

3）當(dāng)墻體的豎向負荷水平提高至0.3 時，墻體的開裂點抗側(cè)剛度提高了近1 倍，峰值承載力提高了33.5%，但延性有所下降.

4）當(dāng)墻體的高寬比提高至1 時，開裂點抗側(cè)剛度下降了31.5%，峰值承載力和延性有小幅下降.相比其他加固試件，加固效果相對較差.

5）加載前期，橫向鋼板帶中應(yīng)力值基本不變；墻體開裂后，橫向鋼板帶的應(yīng)變總體開始呈升高趨勢；橫向鋼板帶施加預(yù)拉應(yīng)力后，材料的利用率得到提高.當(dāng)預(yù)應(yīng)力特征值取為0.169 時，加固效果較好.

6）提出了預(yù)應(yīng)力鋼板帶加固磚砌體墻的抗剪承載力計算方法，并具有較好的預(yù)測精度.