加气混凝土砌块组合墙加固震损框架抗震性能试验*

郭猛 刘志元 黄炜 王双娇 袁泉

(1.中国建筑科学研究院 建筑结构研究所， 北京 100013; 2.西安建筑科技大学 土木工程学院， 陕西 西安 710055；3.北京交通大学 土木建筑工程学院， 北京 100044)

加气混凝土砌块组合墙加固震损框架抗震性能试验*

郭猛1刘志元2黄炜2王双娇3袁泉3

(1.中国建筑科学研究院 建筑结构研究所， 北京 100013; 2.西安建筑科技大学 土木工程学院， 陕西 西安 710055；3.北京交通大学 土木建筑工程学院， 北京 100044)

针对震损框架结构的整体抗震加固需求，提出一种将RC(钢筋混凝土)-加气混凝土砌块组合墙嵌入震损框架内部实现抗震加固的方法，通过模型试验探讨该加固方法的可行性.首先进行1∶2比例混凝土框架试件的预损试验，试件加载至大震损坏状态，然后将组合墙嵌入震损框架内部实现加固，再次进行加固框架试件的抗震性能试验.根据试验结果，分析了原框架、震损加固框架的破坏过程和滞回曲线特点，对比研究了两者在承载力、刚度、变形能力等方面的相同及差异之处.结果表明：对于大震震损框架，组合墙加固后其整体承载力与原框架基本一致或略有提高，屈服及极限阶段的等效抗侧刚度、耗能能力大于原框架，破坏阶段其变形能力及耗能略差于原框架.试验初步证明了组合墙加固震损框架是一种可行的加固方法.

框架结构；加气混凝土砌块组合墙；震损；加固；抗震性能

我国近期几次大地震(如汶川8.0级地震、青海玉树7.1级地震等)的建筑震害调研表明，强震下大量框架结构出现不同程度的破坏，主要表现为填充墙破坏、框架梁(柱)端部破坏、部分丧失抵抗地震作用能力以及倒塌等[1- 3].相当一部分震后受损框架结构仍然具有足够的竖向承载力，而抵抗水平地震作用的能力大大降低，因此，对于震损框架结构提出一种经济、有效、可行的抗震加固方法有着重要的理论意义与应用价值.

对于震损框架的抗震加固，常见加固方案有体系加固、构件加固及隔震加固等.体系加固如增设抗震墙等，构件加固针对框架梁、柱及节点进行加固，如粘贴碳纤维布、外包钢、增大截面法等，对此国内外学者进行了诸多相关研究工作[4- 7].震级较大的地震其影响区域较广，高烈度区域内框架结构普遍受到不同程度损坏，采用增设抗震墙结合对损坏部位局部做必要性修复的体系加固方法能够在一定程度上减少加固范围，同时有利于增强结构整体抗倒塌能力，对于量大面广的普通框架结构的震损修复是一种较优选的加固方法.

RC(钢筋混凝土)-加气混凝土组合墙是由截面及配筋较小的钢筋混凝土框格，内嵌具有一定强度的加气混凝土砌块或其他轻质砌块组合而成，属于密肋复合墙[8- 13]的一种.组合墙中填充砌块与混凝土网格相互约束，共同受力，具有良好的力学性能.

基于震损框架结构的抗震加固需求及RC-加气混凝土组合墙的研究基础，提出利用RC-加气混凝土组合墙加固震损框架结构的体系加固方法，由组合墙分担地震作用，充当第一道防线.为研究RC-加气混凝土组合墙加固震损框架前后抗震性能的提高或变化情况，文中进行了组合墙加固震损框架的低周反复荷载试验，对比分析原框架、震损框架及组合墙加固震损框架的抗震性能，以探讨组合墙加固震损框架结构的可行性.

1 框架试件预损试验及加固概况

1.1 框架试件设计

首先制作了1榀混凝土框架试件(FW-1)进行预损试验，通过观察层间位移角、试件宏观破坏形态等方面综合控制加载程度，模拟框架试件达到大震损伤状态.框架以七度地区五-六层常规开间及办公用途框架结构的底层框架为原型，按1∶2比例缩尺设计.框架试件高1.8 m，轴线跨度3.6 m，柱截面300 mm×300 mm，顶梁兼做加载梁，截面300 mm×400 mm，详细截面及配筋见图1.

图1 框架试件截面及配筋(单位：mm)

Fig.1 Section size and steel bar details of frame specimen(Unit：mm)

试件混凝土设计强度等级为C30，框架梁柱所用C30混凝土抗压强度为35.6 MPa，组合墙的框格所用C30混凝土抗压强度为41.4 MPa.组合墙的填充砌块为成品蒸压加气混凝土砌块，容重700 kg/m3，抗压强度实测值为2.9 MPa.试件所用主要钢筋材料性能实测值见表1.

表1 试件材料力学性能

1.2 加载制度

试验加载为低周反复加载，竖向荷载用两台竖向布置的液压千斤顶加于两柱的顶面，每个千斤顶加载300 kN，千斤顶与反力架之间设置滚轴支座，水平反复荷载由MTS作动器施加于加载梁端部.

竖向荷载一次性加到300 kN并在整个加载过程中保持不变，稳定后施加水平荷载.水平荷载采用荷载、位移控制的方法施加.首先进行荷载控制加载，每级循环一次，直到试件滞回曲线出现较明显拐点；然后改为位移控制加载，每级循环两次，位移增量5 mm.当水平荷载下降到峰值荷载的85%以下时停止加载，试验结束.

试验测试的主要项目包括水平位移、荷载及钢筋应变等.

1.3 框架试件预损破坏概况

水平荷载达到80 kN时，对应位移为2.48 mm，层间位移角为1/565，试件柱底出现少量水平裂缝.继续加载至140 kN时，对应位移为5.1 mm，层间位移角为1/300，这个过程中框架柱底部水平裂缝延伸为斜裂缝，并与相邻的水平裂缝相交，同时柱顶部出现少量水平裂缝.此时认为FW-1遭受小中震破坏，所受损伤介于轻度损伤和中度损伤之间.

继续加载至180 kN时，对应位移为7.4 mm，层间位移角为1/200，此时框架柱底部裂缝变宽，少数柱底水平裂缝沿截面形成贯通裂缝，柱顶的裂缝开始斜向延伸.此时认为FW-1受到中度损伤，模拟试件遭受中震损伤.

继续加载至260 kN时，对应位移为14.9 mm，层间位移角达到1/100，框架柱底部出现多条贯通裂缝，受压区表面混凝土轻微脱落，柱顶裂缝向着梁柱交点斜向延伸，裂缝宽度明显变大.滞回曲线拐点明显，表明试件已经进入屈服阶段，此时认为FW-1遭受中大震破坏，所受损伤介于中度损伤和严重损伤之间.此后转为位移控制加载过程.

位移加载至33 mm，层间位移角为1/45，对应荷载达到极限荷载297.7 kN，框架柱底部混凝土局部脱落，柱边出现竖向裂缝，柱顶斜裂缝延伸到梁柱节点区.继续加载至约60 mm时，层间位移角已达1/30，荷载下降至253.0 kN，试件破坏严重，预损试验结束.框架柱柱底一定范围内混凝土保护层压碎、脱落，纵向钢筋裸露可见；柱顶与梁交界处以梁柱交点内侧为起点有多条裂缝向斜上方扩展，表面混凝土轻微脱落.结合层间位移角大小及框架破坏现象综合判断，认为FW-1遭受大震破坏，处于大震震损状态.

试件FW-1的最终破坏状况见图2，框架的主要破坏特征是框架柱的柱底发生压弯破坏.

图2 试件FW-1破坏情况

1.4 震损框架加固方案

采用RC-加气混凝土砌块组合墙加固震损框架试件，组合墙参考已建成多层密肋复合墙结构的典型墙板截面尺寸及配筋，按1∶2比例缩尺设计，震损加固框架试件编号FW-3.组合墙厚度100 mm，截面尺寸及配筋详见图3，材料性能见表1.

图3 加固用组合墙截面尺寸及配筋(单位：mm)

Fig.3 Section size and steel bar details of composite wall(Unit：mm)

为缩短加固施工工期，组合墙的混凝土框格部分先期预制，并在肋梁、肋柱端部预留长度300 mm的后浇带，以方便加固框架时与框架的植筋连接.具体加固过程如下：

(1)将FW-1柱脚压碎的混凝土清理干净，用高强灌浆料进行灌浆处理，完成柱脚混凝土修复.

(2)在FW-1上对应于组合墙肋梁、肋柱的位置钻孔植筋，植入钢筋规格A8，植入框架长度160 mm，与框格(肋梁、肋柱)连接的一端设置弯钩，外留长度200 mm.

(3)将混凝土框格置入FW-1内部，肋梁、肋柱后浇带与所植钢筋对应，绑扎钢筋并将后浇带位置箍筋加密，用灌浆料进行灌浆.

(4)在框格中砌筑加气混凝土砌块，并用水泥砂浆将砌块与框格接触的缝隙填塞密实，最终完成加RC-气混凝土组合墙加固震损框架的抗震加固，加固效果如图4所示.

图4 组合墙加固震损框架FW-3

Fig.4 Damaged frame strengthened with aerated concrete block composite wall FW-3

2 组合墙加固震损框架破坏过程

组合墙加固震损框架FW-3的加载制度、测试内容等与FW-1基本相同，不同之处在于位移加载阶段每级循环3次.本节主要介绍组合墙加固震损框架试件FW-3的破坏过程.

首先施加竖向荷载并保持荷载不变，试件无明显变化，施加水平荷载.水平荷载为60 kN时，对应位移1.2 mm，框架柱原有裂缝开始显现，且除了原有裂缝之外并未出现新的裂缝.

随着水平荷载增加，组合墙体4个角部框格和底层中间框格的填充砌块达到极限抗压强度后出现斜裂缝，斜裂缝与水平方向夹角约45°.水平荷载达到120 kN时，FW-3滞回曲线出现加卸载曲线脱开现象.继续加载至240 kN时，对应位移为10.6 mm，框架柱内原裂缝变宽，少量裂缝出现伸展变长情况；填充砌块表面裂缝增多，表皮颗粒轻微脱落，此时在混凝土框格的约束作用下，填充砌块仍然表现出良好的整体性.继续加载至260 kN时，除框架柱原有裂缝宽度继续开展之外，肋梁、肋柱后浇带位置大多出现裂缝，滞回曲线表现为荷载增加缓慢而位移增加较快，滞回环面积增大，卸载时残余变形较大.继续加载至325.5 kN时，对应位移为28.5 mm，填充砌块在压剪复合受力作用下其裂缝更加密集、发散，砌块与框格之间出现砂浆掉落现象，肋柱顶部后浇带位置开裂较严重.水平荷载在填充砌块、框格、外框架之间经过多次内力重分布后，形成半刚性的刚架-砌块斜压杆模型，且处于最大承载力阶段，裂缝分布如图5(a)所示.此后，加载由荷载控制转为位移控制.

位移控制加载阶段，当水平位移达到50 mm时，对应荷载下降至275.3 kN，这个过程中框架柱的柱底混凝土逐渐压碎、脱落，各层填充砌块破碎情况普遍，先后退出工作，肋梁、肋柱裂缝持续加宽.从滞回曲线变化趋势来看，试件位移增加而承载力逐渐降低，水平荷载下降到极限荷载的85%时，达到理论破坏阶段.最终位移加载至65 mm，试验结束，试件最终破坏情况见图5(b).

图5 试件FW-3破坏情况

加载过程中，框架破坏主要表现为预损时原有裂缝的开展，很少在其他位置出现新裂缝.组合墙肋梁、肋柱后浇带与框架交界位置破坏比较严重，由于在较短长度内存在两个界面即后浇带与框格界面、后浇带与框架界面，施工质量不易控制，破坏程度较中间区域的框格节点要严重，对此需要在施工时予以注意.

填充砌块破坏方面，上、中、下3层框格内填充砌块的破坏程度总体差别不大，上层砌块受到肋柱顶端破坏的影响，在临近试验结束时出现大块脱落情况.组合墙加固震损框架试件的破坏表现为整体剪切破坏模式.

本次试验同时进行了加气混凝土砌块组合墙板(编号FW-2)单独受力的抗震试验，用于对比分析组合墙加固震损框架的加固效果.由于实际框架结构加固时组合墙基本上不承担竖向荷载，试验中FW-2仅施加100 kN的竖向荷载，利用分配梁按4等分点施加在试件顶梁上，试验过程从略.

3 组合墙加固震损框架试验结果分析

3.1 滞回曲线

试件FW-1、FW-3的滞回曲线见图6.弹性阶段，滞回曲线呈线性，刚度退化和残余变形现象不明显；弹塑性阶段的中前期，试件滞回曲线基本上呈梭形，开始出现较明显的残余变形；弹塑性阶段后期及大位移循环阶段，试件FW-1的滞回曲线呈弓形，而试件FW-3的滞回曲线则带有反S形特征，且位移越大对应滞回曲线的反S形特征越明显.

图6 试件滞回曲线

试件FW-3的滞回曲线特点是由其加固后的截面构造和变形机制决定的.弹塑性阶段后期及大位移循环阶段，外荷载仍由框架、框格及未退出工作的填充砌块共同承担，而填充砌块自身裂缝、砌块与框格、框架之间的裂缝均较宽，造成卸载后再加载时存在一个较长的裂缝闭合过程，砌块与框格重新接触后才再次发挥支撑作用，使得滞回曲线呈现较明显的反S形特征.

3.2 承载力分析

空框架FW-1、加气混凝土组合墙板FW-2和组合墙加固震损框架FW-3的各阶段荷载及对应位移实测值见表2，定义破坏荷载为极限荷载的85%.对于试件FW-3，由于框架柱在受力初期的开裂主要集中在既有裂缝，表2中未给出开裂荷载.

以FW-1最后一次位移加载曲线为基准，将荷载-位移曲线进行适当处理后近似得到大震震损框架的单调加载曲线，为便于比较，取与FW-1相同位移时对应的荷载值为大震震损框架各阶段的特征值，见表2中FW-1*行数据.

表2 试件荷载和位移实测值1)

1)荷载P的单位是kN，位移Δ的单位是mm.

分析表2数据可知，与原框架相比，加固后试件FW-3与空框架FW-1的屈服荷载基本相等，极限荷载较前者提高了9.3%.与震损框架FW-1*相比，加固试件FW-3的屈服荷载较震损框架名义屈服荷载提高了126.1%，极限荷载则较后者名义极限荷载提高了53.9%.

组合墙加固震损框架的极限受剪承载力较大震震损框架有大幅度提高，其各个阶段承担水平荷载的能力均能够恢复至原框架的承载力水平且有小幅提高，表明组合墙加固震损框架有效提高了震损框架的承载力，同时配合对震损框架柱、节点等破坏部位混凝土的必要修复，能够满足震损框架的承载力加固需求.

对比试件FW-1*名义极限承载力、组合墙试件FW-2和FW-3的极限承载力可以看出，FW-3的极限承载力略小于FW-1*和FW-2之和，但与两者之和的比值达到0.9以上，组合墙的承载力能够得到充分的发挥，两者之间的协同工作性能良好.另一方面，以层间位移角1/60为例分析组合墙的承载力贡献比例，组合墙的水平荷载为100.5 kN，而震损框架的水平荷载仅为204.5 kN，组合墙的承载力贡献比例达到30%以上，加固效果可观.

3.3 等效刚度

按《建筑抗震试验方法规程》[14]的方法计算试件在各级荷载特征点的等效刚度Kj，Kj取往复荷载作用下正、反向荷载的绝对值之和除以相应正、反向位移绝对值之和，计算结果见表3.试件FW-3由于开裂表现为原框架既有裂缝的开裂，故未给出其开裂点等效刚度.与承载力分析思路相同，表3同时给出了震损框架除开裂阶段之外的其他各阶段等效刚度，见FW-1*行数据.

表3 特征点等效刚度1)

1)表中Kk、Ky、Kw、Ku分别为开裂阶段、屈服阶段、极限阶段和破坏阶段对应的刚度.

由表3数据可以看出，与大震震损框架FW-1*相比，组合墙加固震损框架的屈服刚度、极限刚度提高了174.4%、78.1%；与原框架相比，组合墙加固震损框架的屈服刚度、极限刚度提高了22.2%和26.7%，表明虽然原框架经历了严重破坏，但经组合墙加固后，整体较震损框架大幅提高，且可表现出高于原框架的抗侧刚度性能.

结合滞回曲线数据分析，在破坏阶段的后期，试件FW-3与FW-1的等效刚度比值接近1.0，甚至小于1.0，其原因在于随着组合墙的破坏渐趋严重，填充砌块逐渐破坏并退出工作，另一方面，框架柱再次经历整个加载过程，损伤程度进一步加剧，均导致试件FW-3的刚度退化速度略快于试件FW-1.

3.4 延性分析

采用位移延性系数对试件FW-1和FW-3的延性性能进行评价，定义荷载下降至极限荷载85%对应的位移与屈服位移之比为位移延性系数，即μ=Δw,0.85/Δy.

对于原框架FW-1，荷载下降至极限荷载值的85%时，对应的位移平均值为58.8 mm，而对于组合墙加固震损框架FW-3，荷载下降至极限荷载值的85%时对应的位移平均值为47.5 mm.计算得到FW-1、FW-3的位移延性系数μ分别为4.78、4.70，满足大震下的构件弹塑性变形能力要求[15].由于FW-3的屈服位移较FW-1小，从位移延性系数方面比较，两者差别不大.

结合骨架曲线对比分析两种试件破坏阶段的变形能力，骨架曲线见图7.由图7可以看出，极限荷载之后FW-1随着位移增加其荷载下降较平缓，而极限荷载之后FW-3的荷载下降速度相对较快，即FW-3需要更大的荷载降低幅度才能获得与FW-1同样的变形量，表明破坏阶段FW-3的变形能力略差于原框架FW-1.

图7 试件FW-1、FW-3骨架曲线

3.5 耗能能力

以滞回环围成的面积评判试件耗能能力，以对应位移10、29、50 mm为基准计算相同位移下的试件耗能能力，计算结果见表4.由表4数据变化规律可知，屈服阶段试件FW-3的耗能能力高于FW-1；随着位移增加，试件FW-3耗能能力增长速度慢于试件FW-1.总体而言，在屈服阶段和极限阶段，组合墙加固震损框架后，其内部填充砌块在外框架及框格约束下能够充分开裂、变形，有助于试件整体耗能能力的发挥.

表4 试件耗能能力

1)括号里的数值为对应位移，单位为mm.

破坏阶段，试件FW-3耗能能力小于试件FW-1，其原因在于该阶段组合墙内的大量砌块压碎并不同程度退出工作，其耗能作用降低较快，同时外框架柱顶、柱底混凝土破坏情况进一步加重，导致破坏阶段试件FW-3的耗能能力不及试件FW-1.

3.6 加固效果讨论

组合墙加固震损框架的抗震性能与原框架震损程度、组合墙截面构造等因素有关.本次试验中，对原框架进行了模拟大震破坏的预损试验，主要特征表现为柱底压区混凝土压碎，最大层间位移角超过1/50.对于组合墙，参照既有多层密肋复合墙结构住宅的典型墙板截面尺寸及配筋进行设计，便于该加固方法在工程中应用.

一般地，原框架的破坏程度越大，组合墙的加固效果越可观，在屈服阶段和极限阶段能够获得与原框架基本相同的抗震性能，但在抗震性能试验的后期即破坏阶段，组合墙加固震损框架的部分抗震性能指标可能弱于原框架.相对来说，原框架的破坏程度越小，组合墙的加固贡献也越小，但也会更容易达到加固试件在受力全过程均优于原框架的加固效果.

就本次试验结果而言，加固试件在破坏阶段的变形能力虽然略差于原框架，但能够满足大震下混凝土构件的弹塑性变形能力要求，因此，建议加固设计以组合墙加固震损框架后的极限承载力恢复至原框架极限承载力为主要设计原则.

4 结论

首次进行了组合墙加固大震震损状态框架的抗震性能研究，主要结论如下：

(1)组合墙加固震损框架呈现整体剪切型破坏模式，框架柱的破坏主要集中在原破损位置，仍表现为柱底压弯破坏，组合墙各层框格的破坏程度基本均匀，表现出良好的抗震性能.

(2)弹塑性阶段后期框架的滞回曲线呈弓形，而组合墙加固震损框架受组合墙变形机制的影响，其滞回曲线呈反S形.

(3)组合墙加固震损框架的极限承载力较震损框架有大幅提高，其各个阶段承担水平荷载的能力及等效刚度均能够恢复至原框架的承载力水平，并且有小幅提高.等效刚度方面，组合墙加固震损框架在屈服和极限阶段的等效抗侧刚度大于原框架，但在破坏阶段与原框架基本相同或略小.

(4)组合墙加固震损框架具有较好的延性，满足混凝土构件的变形能力要求，但破坏阶段其变形能力略差于原框架；耗能方面，组合墙加固震损框架在屈服阶段和极限阶段的耗能能力优于原框架，但破坏阶段不及原框架.试验初步证明了组合墙加固震损框架是一种可行的加固方法，为进一步研究该加固方法及其应用提供了试验基础.

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Experiment on Seismic Performance of Earthquake Damage Frame Strengthened with Aerated Concrete Block Composite Wall

GUOMeng1LIUZhi-yuan2HUANGWei2WANGShuang-jiao3YUANQuan3

(1.Institute of Building Structures,China Academy of Building Research,Beijing 100013,China; 2.School of Civil Engineering,Xi’an University of Architecture and Technology, Xi’an 710055, Shaanxi, China; 3.School of Civil Engineering, Beijing Jiaotong University, Beijing 100044, China)

In order to meet the overall seismic strengthening requirements of seismic damage frame structures,a new strengthening method of embedding the RC(Reinforced Concrete)-aerated concrete block wall into the frame structure was proposed, and the feasibility of the proposed method was discussed by a model test.First,one 1∶2 scale concrete frame specimen was pre-damaged to a large earthquake damage state. Then,by embedding the composite wall into the frame structure,the reinforcement work was completed. Finally,a seismic performance test was conducted on the specimen again.According to the experimental results,the original frame and the seismic damage-reinforced frame are analyzed in terms of the failure process and the hysteresis curve characteristics, and are compared in terms of the bearing capacity, the stiffness and the deformation capacities. The results show that,as compared with the original frame, the bearing capacity of large earthquake damage frames strengthened with aerated concrete block composite walls is almost the same or even slightly improved, with greater equivalent lateral stiffness and energy dissipation capacity in the yield and the ultimate stages as well as with slightly worse deformation capacity and energy dissipation in the destruction stage, which means that the proposed method is possibly feasible.Key words: frame structure;aerated concrete block composite wall;earthquake damage;strengthening;seismic performance

2016- 01- 04

国家自然科学基金资助项目(51308522) Foundation item: Supported by the National Natural Science Foundation of China(51308522)

郭猛(1982-)，男，博士，副研究员，主要从事混凝土结构抗震设计理论研究.E-mail:guomeng673@163.com

1000- 565X(2016)10- 0117- 08

TU 398

10.3969/j.issn.1000-565X.2016.10.017