內(nèi)框架加固典型砌體結(jié)構(gòu)的抗倒塌機制試驗

宋 波，顏 華，周 恒，程玉珍，王滿生

(1.北京科技大學 土木與資源工程學院，北京 100083；2.廊坊師范學院 建筑工程學院，河北 廊坊 065000；3.強震區(qū)軌道交通 工程抗震研究北京市國際科技合作基地(北京科技大學)，北京 100083；4.北京市住房和城鄉(xiāng)建設科學技術研究所，北京 100083)

中國既有老舊農(nóng)宅分布廣泛，且抗震性能差，為保障其內(nèi)住戶的生命財產(chǎn)安全，對既有老舊農(nóng)宅進行修補與加固具有重要現(xiàn)實意義。近年來許多專家學者利用振動臺對砌體結(jié)構(gòu)的動力特性及抗震性能進行了研究。劉琛等[1]通過振動臺試驗驗證了鋼筋網(wǎng)水泥砂漿面層加固方法對磚砌體房屋整體加固的有效性。張明杰等[2]通過振動臺試驗表明，初始裂縫的存在使得碳纖維布在加固砌體結(jié)構(gòu)時能夠更加有效地發(fā)揮其加固性能。楊韜等[3]對加固與未加固的砌體結(jié)構(gòu)模型進行了多種工況下的振動臺試驗，研究了鋼筋-砂漿面層交叉條帶法加固砌體結(jié)構(gòu)的整體抗震性能。Benedetti等[4]對縮尺比例為1∶2的磚石建筑模型進行了受損和加固修復試驗，其試驗結(jié)果可評估所采用的各種加固技術的效率。Das等[5]通過振動臺試驗驗證了無黏結(jié)纖維增強彈性隔震器能有效降低砌體結(jié)構(gòu)的動力響應。Meoni等[6]提出了一種稱為“智能磚”的新型傳感技術，用于檢測和定位未加筋磚房在振動臺試驗中的地震損傷。

鋼框架與鋼板帶的設計依據(jù)是《北京市農(nóng)村危房加固維修技術指南(試行)》[7]中的房屋增設內(nèi)鋼框架加固方式，該指南針對北京市農(nóng)村地區(qū)20世紀80—90年代建造的典型農(nóng)宅的結(jié)構(gòu)特點，結(jié)合農(nóng)村住宅抗震綜合改造的實踐經(jīng)驗，提供了一種加固方式，但并無具體的結(jié)構(gòu)參考數(shù)值，本結(jié)構(gòu)加固設計主要依據(jù)GB 50017—2017《鋼結(jié)構(gòu)設計標準》[8]和GB 50011—2010《建筑抗震設計規(guī)范》[9]中的相關規(guī)定?；诖怂悸繁疚奶岢隽艘环N以內(nèi)嵌式輕型鋼框架加固為主，鋼板帶加固為輔的加固方法，設計了1/4的砌體結(jié)構(gòu)振動臺模型，采用振動臺試驗的方式，分析了加固前后砌體結(jié)構(gòu)模型的抗震效果。

1 振動臺試驗模型設計

1.1 相似比設計

在縮尺模型結(jié)構(gòu)試驗設計中，應優(yōu)先滿足非原型材料全質(zhì)量相似比與原型材料全質(zhì)量相似比[10]，但通常由于振動臺承載力的限制，全質(zhì)量相似比設計存在困難，故常采用欠人工質(zhì)量相似比，本文采用原型材料欠人工質(zhì)量相似比，相似條件見表1。

表1 振動臺模型試驗中的相似條件Tab.1 Similarity conditions in shaking table model test

1.2 縮尺模型結(jié)構(gòu)設計

試驗模型的幾何長度相似比為1/4，模型不設內(nèi)隔墻，根據(jù)振動臺尺寸及承載能力，設計的砌體結(jié)構(gòu)振動臺模型見圖1。模型自重為0.85 t，按振動臺試驗模型質(zhì)量相似比，模型質(zhì)量應為1.7 t，所以約需加配重0.85 t。

圖1 縮尺后的農(nóng)房平立剖面圖 (mm)Fig.1 Cross section of farmhouse after scale reducing (mm)

2 振動臺試驗模型制作

2.1 結(jié)構(gòu)主體的施工

在結(jié)構(gòu)長度與寬度方向采用1/4縮尺比，在厚度方向采用1/2縮尺比，即模型磚尺寸約為60 mm×28 mm×26 mm。厚度方向縮尺比的改變，可避免由于厚度方向過薄而易產(chǎn)生的拉彎復合應力下的破壞，并不影響結(jié)構(gòu)的整體尺寸。砌筑模型時，灰縫厚度為3～5 mm，外墻采用切割后的小磚按照三七墻的砌筑方式進行砌筑，不設內(nèi)隔墻。

考慮到雙面坡屋頂不便于固定配重件，將配重質(zhì)量等效到檐口高度處，同時為避免震動過程中模型與配重件的相互移動，將配重件簡化為兩塊混凝土板，底層混凝土板與墻體砌筑在一起，在振動時不會發(fā)生滑移，底層混凝土板上澆筑平面尺寸小于自身的一層素混凝土以達到配重要求，最后基于底層配筋混凝土板完成山墻尖及屋蓋的施工，具體增加配重方案見圖2。

圖2 配重方案 (mm)Fig.2 Counterweight scheme (mm)

2.2 輕型鋼框架與鋼板條加固方式

由于結(jié)構(gòu)前后縱墻開洞不規(guī)則不對稱，會使前后縱墻的剛度不對稱，為增加房屋的抗震性能及整體的抗側(cè)剛度，根據(jù)內(nèi)框架加固的思路，確定加固方案如下：在房間的四角布置3.3 m高的鋼柱，鋼柱采用薄壁方鋼管，其規(guī)格為B□150×5，鋼梁采用窄翼緣H型鋼，其規(guī)格為HN250×125×6×9，鋼屋架采用等肢角鋼，其規(guī)格為∟125×8。內(nèi)框架結(jié)構(gòu)示意圖見圖3?？蚣苤幕A采用素混凝土基礎，混凝土強度等級為C30，基礎尺寸為300 mm×300 mm×500 mm，框架柱埋入混凝土基礎中300 mm。

圖3 內(nèi)嵌式輕型鋼框架結(jié)構(gòu)示意Fig.3 Schematic diagram of embedded light steel frame structure

在進行加固施工時，通過手鉆從結(jié)構(gòu)內(nèi)部打穿鋼管并繼而打穿墻體，隨后采用穿墻螺栓進行固定。結(jié)構(gòu)中沿墻體高度方向每隔1 000 mm設置一道螺栓。沿柱高方向均勻打兩個孔用于固定，由于不設內(nèi)隔墻，邊柱沿兩個方向打孔，中柱只沿Y向打孔。加固后的具體效果見圖4。

圖4 加固效果Fig.4 Reinforcement effect

鋼板采用厚度為0.5 mm的薄鋼板，并將其裁為寬度為50 mm的鋼板條，將鋼板條對應于穿墻螺栓的位置打孔，將墊片、鋼板條、墻體與內(nèi)鋼框架通過穿墻螺栓固定在一起，鋼板條靠近墻體一側(cè)用免釘膠與墻體進行加強粘接。本試驗只在兩側(cè)山墻進行鋼板條的加固，在山墻尖處圍成三角形，下部圍一矩形，并在其對角再拉接一道鋼板條，前后縱墻不進行鋼板條加固。

3 振動臺試驗方案

3.1 加速度傳感器與位移傳感器布置

1)加速度傳感器共有8個，型號為LC0701-5M，編號為A1～A8。分別布置于右側(cè)山墻前后檐口、前縱墻磚柱上下端與混凝土底座處，并在右側(cè)山墻中部沿高度方向均布3個加速度傳感器，具體布置形式見圖5。

2)位移傳感器共有3個，型號為LXW-510 VOT 500，編號為U1～U3。分別布置于右側(cè)山墻前后檐口處與山墻基底中部處，具體布置形式見圖6。

圖5 加速度傳感器分布 (mm)Fig.5 Distribution of acceleration sensors (mm)

圖6 位移傳感器分布 (mm)Fig.6 Distribution of displacement sensors (mm)

3.2 地震波的選擇及加載工況

根據(jù)GB 50011—2010《建筑抗震設計規(guī)范》中8度基本烈度的Ⅱ類及Ⅲ類場地的設計反應譜與地震波反應譜，反應譜曲線見圖7，在結(jié)構(gòu)自振周期處，EL Centro波、Taft波及San Fernando地震波的反應譜能夠和設計反應譜較好擬合，根據(jù)自振周期處不同地震波反應譜譜值大小，得出地震波輸入順序為EL Centro波、San Fernando波和Taft波。

選取8度EL Centro小震、San Fernando小震、Taft小震、EL Centro中震及EL Centro大震共5組工況，沿著砌體結(jié)構(gòu)的弱軸方向進行加震。在結(jié)構(gòu)養(yǎng)護完成后，加震之前首先對結(jié)構(gòu)進行錘擊試驗，來測定結(jié)構(gòu)的自振頻率，之后每次加震結(jié)束都采用錘擊法測定其自振頻率。對未加固的模型進行小震加載，隨后采用穿墻螺栓將框架柱與墻體擰緊，并在山墻外側(cè)粘貼鋼板條，再進行中震與大震下的加載試驗。具體加載工況見表2。

圖7 加速度反應譜Fig.7 Acceleration response spectrum

表2 加載工況一覽表Tab.2 List of loading conditions

4 試驗現(xiàn)象及試驗數(shù)據(jù)分析

4.1 結(jié)構(gòu)的損傷狀況分析

首先對結(jié)構(gòu)施加EL Centro波、San Fernando波及Taft波的小震作用，在此階段不進行內(nèi)鋼框架的加固。由于地震荷載沿結(jié)構(gòu)縱向施加，山墻易產(chǎn)生平面外破壞，結(jié)構(gòu)右側(cè)山墻出現(xiàn)了細微斜裂縫，裂縫寬度在1 mm之內(nèi)，在左側(cè)山墻的縱橫墻交接處則產(chǎn)生了較大的裂縫，裂縫寬度大約為2～3 mm，而后縱墻幾乎沒有損傷。小震作用下結(jié)構(gòu)損傷見圖8。

在中震加載過程中，結(jié)構(gòu)表面的石灰粉隨著震動有少許脫落。由于內(nèi)鋼框架的加固作用，在震動時，縱橫墻交接處的裂縫并未進一步向下發(fā)展，外部鋼板帶也阻止了左側(cè)山墻墻體外閃，見圖9(a)。右側(cè)山墻的裂縫主要集中在左上角，裂縫寬度進一步增大，由于鋼板帶與鋼框架的加固作用，雖然裂縫寬度很大，但并未出現(xiàn)墻體磚塊掉落的現(xiàn)象，在對角鋼板帶的下方出現(xiàn)了一條肉眼可見的新的斜裂縫，裂縫寬度在1 mm之內(nèi)，見圖9(b)。

圖8 小震作用下結(jié)構(gòu)損傷Fig.8 Structural damage under small earthquake

圖9 中震作用下結(jié)構(gòu)損傷Fig.9 Structural damage under moderate earthquake

大震加載時，結(jié)構(gòu)前縱墻的左上角與磚柱破壞嚴重，并出現(xiàn)了墻體磚塊掉落的現(xiàn)象，見圖10(a)。結(jié)構(gòu)的后縱墻損傷較輕，但局部也產(chǎn)生了嚴重破壞，后縱墻左上角最大裂縫寬度達12 mm，墻角幾乎要掉落，見圖10(b)。

在大震加載過程中，可以明顯觀察到模型兩側(cè)的山墻發(fā)生左右晃動，但由于內(nèi)框架與鋼板帶的約束作用，結(jié)構(gòu)并未發(fā)生整體倒塌。大震過后結(jié)構(gòu)的左側(cè)山墻外傾程度更大，墻體左上角邊緣外閃25 mm，但鋼板條并未與墻體脫離，有效阻止了墻體倒塌。鋼板帶在墻體變形較大的位置發(fā)生局部屈曲，防止了墻體散落。大震作用下山墻的破壞損傷情況見圖11。

圖10 大震作用下結(jié)構(gòu)損傷Fig.10 Structural damage under large earthquake

圖11 山墻損傷Fig.11 Gable damage

4.2 結(jié)構(gòu)的動力特性及動力響應分析

4.2.1 自振頻率分析

采用錘擊法測定農(nóng)宅結(jié)構(gòu)的自振頻率，在山墻的每個加速度傳感器附近進行錘擊，采集信號，取各個數(shù)值的平均值。模型的自振頻率會隨著地震波的加載逐漸發(fā)生變化，4次錘擊試驗的結(jié)果見表3，模型與原型的自振頻率變化見圖12。

表3 模型自振頻率

圖12 自振頻率變化Fig.12 Variation of natural frequency

從錘擊試驗結(jié)果可知結(jié)構(gòu)的自振頻率在整體上隨著地震波的加載呈現(xiàn)逐漸衰減的趨勢，這是因為結(jié)構(gòu)在逐次加載的過程中，損傷逐漸積累，裂縫不斷發(fā)展，剛度逐漸降低，導致結(jié)構(gòu)自振頻率衰減。

4.2.2 加速度響應分析

記錄A1～A8各測點在小震作用下的加速度數(shù)據(jù)，在小震作用下，基座的加速度響應峰值小于0.7 m/s2，振動臺輸出地震波小于輸入地震波，由于中震及大震時結(jié)構(gòu)前縱墻的磚柱發(fā)生了局部倒塌，因此不再記錄前縱墻磚柱在中震及大震作用下的加速度數(shù)據(jù)。計算可得A1～A8各測點在不同地震波下的加速度放大系數(shù)，見圖13。山墻處6個測點的加速度放大系數(shù)隨地震波加載工況變化情況見圖14。

從圖13、14可看出，結(jié)構(gòu)的加速度放大系數(shù)隨著測點高度的增加逐漸增大，隨著地震強度的增加，在整體上呈現(xiàn)減小的趨勢，在采用內(nèi)嵌式鋼框架與鋼板帶組合加固后，結(jié)構(gòu)的加速度放大系數(shù)有微小的增大趨勢。這是由于地震強度越大，墻體的塑性發(fā)展越快，結(jié)構(gòu)發(fā)生破壞，墻體的抗側(cè)剛度減小，頻率減小的緣故。而中震時采取了加固措施，結(jié)構(gòu)的剛度略微增加，因此加速度放大系數(shù)略有增大。

圖13 A1～A8加速度響應Fig.13 Acceleration responses of A1-A8

圖14 A1～A6加速度響應Fig.14 Acceleration responses of A1-A6

4.2.3 位移響應分析

5次加震工況下結(jié)構(gòu)前后檐口處的位移變化見圖15。

圖15 前后檐口位移變化Fig.15 Displacement variation of front and rear cornices

從圖15可知，在8度EL Centro波小震作用下，前后檐口處的最大位移分別為6.63、1.2 mm，最大位移角分別為1/498、1/2 750；8度San Fernando波小震作用下，前后檐口處的最大位移分別為7.56、2.09 mm，最大位移角分別為1/437、1/1 579；8度Taft波小震作用下，前后檐口處的最大位移分別為7.06、1.87 mm，最大位移角分別為1/467、1/1 765；8度EL Centro波中震作用下，前后檐口處最大位移分別為8.5、3.46 mm，最大位移角分別為1/388、1/954；在8度EL Centro波大震作用下，前后檐口處的最大位移分別為14.1、6.04 mm，最大位移角分別為1/234、1/546。參考砌體結(jié)構(gòu)位移角建議限值[11]，見表4。

從表4可知采用內(nèi)鋼框架與鋼板帶進行加固后，在8度大震作用下，結(jié)構(gòu)并未達到“嚴重破壞”。該結(jié)構(gòu)的前后縱墻剛度相差較大，從圖15可知結(jié)構(gòu)的位移隨著震級的增大而增大，且前檐口的位移很明顯大于后檐口的位移，說明結(jié)構(gòu)出現(xiàn)了扭轉(zhuǎn)效應。

表4 砌體結(jié)構(gòu)位移角建議限值Tab.4 Recommended limit values of displacement angle of masonry structure

4.2.4 內(nèi)嵌式鋼框架試驗現(xiàn)象

大震過后內(nèi)嵌式鋼框架的試驗現(xiàn)象見圖16，框架結(jié)構(gòu)在大震后仍然保持未損壞的狀態(tài)，框架柱底端伸入混凝土底座，可視為剛性固定端，大震過后鋼框架柱與混凝土底座的連接依然非常牢固，并未出現(xiàn)框架柱傾倒或框架柱底端拔出的現(xiàn)象?？蚣芰褐?jié)點連接牢固，未出現(xiàn)梁柱脫開現(xiàn)象?？蚣苤参闯霈F(xiàn)整體失穩(wěn)或局部屈曲的現(xiàn)象。從試驗結(jié)果可以推斷出，大震過程中內(nèi)鋼框架一直處于彈性階段，未出現(xiàn)明顯的變形，使結(jié)構(gòu)的安全性得以保障。

圖16 大震過后框架柱的試驗現(xiàn)象Fig.16 Experimental phenomena of frame columns after large earthquake

5 結(jié) 論

1) 本文根據(jù)內(nèi)框架加固思路提出了一種以內(nèi)嵌式輕型鋼框架加固為主，鋼板帶加固為輔的加固方法，設計了相似比為1/4的砌體結(jié)構(gòu)振動臺模型，采用振動臺試驗的方式，分析驗證了其可行性與實用性。

2) 砌體結(jié)構(gòu)模型的主要損傷位置集中在前縱墻、兩側(cè)山墻以及縱橫墻交接處。隨著所加載的地震等級增大，結(jié)構(gòu)的自振頻率與加速度放大系數(shù)在整體上逐漸減小，結(jié)構(gòu)前后縱墻剛度相差過大，前檐口的位移大于后檐口的位移，出現(xiàn)了扭轉(zhuǎn)效應，但由于內(nèi)鋼框架的加固作用，結(jié)構(gòu)并未達到“嚴重破壞”。

3) “鋼框架-磚墻-鋼板帶”的組合可以優(yōu)勢互補，鋼框架增加結(jié)構(gòu)整體的抗彎強度，防止發(fā)生整體倒塌，鋼板帶約束墻體，增強墻體抗拉性能及整體性，三者的力學性能互為補充，使加固后的結(jié)構(gòu)達到了“大震不倒”的設防目標。