独立式石箍窑洞加固模型振动台试验研究

2022-12-14薛建阳凌怀泉周汉亮张风亮赵湘璧

振动与冲击 2022年23期

薛建阳，凌怀泉，周汉亮，张风亮，赵湘璧

(1.西安建筑科技大学土木工程学院，西安 710055；2.陕西省建筑科学研究院有限公司，西安 710082)

窑洞建筑是一类分布于我国西北部黄土高原地区极具特色的典型传统民居，具有极高的文化和历史价值[1-2]。其中，独立式石箍窑洞以其施工周期短、成本低且居住舒适等优势，在广大的农村地区得到广泛应用，其典型形式如图1所示。但近些年由于频发的地震等自然灾害作用，大量窑洞在不同程度上受损甚至倒塌，严重危及到当地居民的生命及财产安全[3-4]。因此，关于窑洞的加固和修缮保护等问题，亟待研究。

图1 独立式石箍窑洞

近年来，国内学者王飞剑等[5]结合实际震害资料和数值模拟分析，研究了独立式窑洞的地震破坏形态及外形特征对其抗震性能的影响，提出了将拱顶竖向位移与拱券矢高的比值作为窑洞结构的损伤指标。刘钊等[6]利用ABAQUS有限元软件进行了独立式砖箍窑洞在水平地震作用下的地震响应分析，得出砖箍窑洞的拱脚和窑腿根部为抗震薄弱部位并提出了设计建议。胡晓锋等[7]进行了实地调研，归纳总结了不同类别窑洞建筑的主要病害类型，并根据不同的病害特点，提出了针对湿陷性黄土地基采用生石灰挤密桩加固，窑顶局部坍塌或拱券失稳病害采用柳木拱和木横梁进行局部加固，以及对拱券的整体加固采用钢筋网-混凝土内衬等加固方法。

以上关于窑洞建筑的研究大多是在材料物理力学性能、结构静力及动力有限元分析方面，而针对其抗震试验和加固理论的研究还相对较少，尤其是针对独立式石箍窑洞抗震加固的模拟地震试验研究目前尚属空白。为此，本文对一原型位于山西北部黄土高原地区的典型独立式石箍窑洞震损模型进行抗震加固，并对其进行模拟地震振动台试验，以研究其动力特征及抗震性能，并验证加固方法的有效性和可行性。

1 试验概况

1.1 初始模型的设计与制作

基于前期的实地调研，本次振动台试验选取山西省忻州市静乐县的典型传统民居独立式石箍窑洞作为原型，该地区的抗震设防烈度为7度，设计基本地震加速度为0.10g，设计地震分组为第三组，场地类别为II类。考虑到西安建筑科技大学结构与抗震实验室振动台的设备条件，试验按照一致相似律设计了欠人工质量模型，结构模型几何长度l的相似比取Cl=1/4，加速度a的相似比取Ca=2，由于采用与原型相同的材料，故弹性模量E的相似比CE=1。再根据Buckingham π定理，确定模型结构其他主要物理量的相似关系[8]，如表1所示。

表1 模型结构相似关系

独立式石箍窑洞模型的平面尺寸为1 650 mm×3 150 mm，高1 200 mm，结构模型其他具体尺寸见图2，沿模型孔洞开间方向为X向，进深方向为Y向。缩尺模型为一典型的三联孔窑洞建筑，主体全部采用浆砌块石方式砌筑在预制的钢筋混凝土底座上。主体砌筑完成并养护两周后，在其上分层覆土、分层人工夯实，再静置于室内，使其阴干。上部模型重约7.64 t，为了使其满足动力相似关系要求，需在其顶部施加人工配重，其质量约为7.64 t，模型底座重约4.83 t，故试验模型总重约为20.11 t。完成后的试验模型见图3。

(a) 模型正立面图

图3 独立式石箍窑洞试验模型

1.2 初始模型的地震损伤状态

初始模型在输入峰值加速度为1.00g的El Centro Array #9X向地震动时发生较严重破坏，停止第一次试验。按模型的损伤形式、损伤位置以及其产生机理，主要有以下几种震后损伤特征：①拱券内部在拱肩处出现水平贯通剪切裂缝；②洞口上的拱顶处产生向上延伸至窑顶部的竖向裂缝；③两边侧墙在拱肩至窑顶的高度范围内出现数条水平和斜向剪切裂缝；④背墙上产生多条上下贯通的竖向裂缝以及与其交叉的斜向剪切裂缝；⑤墙体根部与底座连接处出现连通的水平剪切裂缝[9]。典型的地震损伤现象见图4。

(a) 南立面

1.3 初始模型震损后的修复与抗震加固

修复与加固震损后的初始模型主要分为两个步骤：①采用高渗透改性环氧树脂注胶技术对墙身裂缝进行修补；②对窑洞模型进行整体性抗震加固。

首先，对于窑洞墙身局部的较大裂缝，采用表面封闭法和压力注胶法相结合的方式进行修复。图5所示为模型墙身裂缝注胶修复，主要包括以下五个步骤:钻孔→清孔除尘→埋设注胶针头→涂抹封缝胶→压力注胶。

(a) 封堵裂缝

然后，对于窑洞模型的整体性破坏，根据破坏部位的不同，分别采取以下四种加固措施，加固模型结构的各部位加固装置如图6所示。

(1) 对于窑洞模型顶部的破坏，本次试验通过环绕窑洞顶部设置108胶配筋砂浆带的方法来增强顶部的整体性。砂浆带宽50 mm，厚10 mm，采用M10水泥砂浆，并按5∶1比例掺入108胶以改善其黏结性能，其内部设置3根8#镀锌铁丝，通过水泥钉锚固使得铁丝与墙体可靠连接，锚固间距不大于600 mm。

(2) 对于拱券的破坏，为了同时检验两种不同加固技术的有效性，本次试验在三个窑洞孔中采用两种不同的加固方法，即东孔和中孔采用挂网砂浆带加固系统、西孔采用钢带加固系统，以进行对比试验。挂网砂浆带加固系统采用宽200 mm厚10 mm的抗裂砂浆带，沿窑洞进深方向间隔布置，间隔距离150 mm，共设置5条。

(3) 钢带加固系统采用宽50 mm厚2 mm的钢带，沿窑洞进深方向间隔布置，间隔距离250 mm，共设置6条。

(4) 窑腿底部设抗剪加固装置。中窑腿的抗剪底座紧贴中窑腿两侧沿进深方向通长设置，采用C30灌浆料，其内设置竖向钢筋φ6@160，竖向钢筋底端锚入底座，并设置8#穿墙铁丝拉结窑腿两侧抗剪底座内的竖向钢筋；边窑腿在其内外两侧设置3 mm厚钢板，在预设孔位处通过M8化学锚栓将其与墙体锚固，在此之前先用砂浆对墙体进行填缝找平。

(a) 正立面图

1.4 材料特性

配筋砂浆带和挂网砂浆带均采用8#镀锌铁丝和M10砂浆，砂浆试块抗压强度平均值为11.9 MPa；钢带和钢板均采用Q235钢；基础抗剪装置内部钢筋为HPB300级，混凝土采用细石混凝土，实测其立方体抗压强度平均值为31.6 MPa，弹性模量为3.1×104MPa。钢板、钢筋及镀锌铁丝的材性指标见表2，注胶所用的改性环氧树脂的力学性能参数见表3。

表2 钢板、钢筋及铁丝的性能指标

表3 改性环氧树脂力学性能

1.5 测点布置

根据本次试验目的和模型结构的振动特点，分别在台面、拱脚、拱顶和窑洞顶部等高度处安置位移传感器和加速度传感器，以记录试验实际输入的地震激励和模型结构各测点的位移与加速度反应。共布置了9个位移传感器与20个加速度传感器，具体测点布置位置详见图7。

(a) 位移测点

1.6 加载制度

根据GB 50011—2010《建筑抗震设计规范》(2016年版)的规定，加固模型的振动台试验仍采用初始模型震损试验时所选取的2条实际强震记录波El Centro Array #9波、LA-Hollywood Stor FF波和1条根据窑洞所在实际场地特性人工拟合波作为台面输入波，并按照峰值加速度从小到大的顺序分级排列，每级内按单向、双向依次输入，输入地震动的加速度峰值与时间等参数均按相似关系进行调整。在试验开始时和每级地震动加载结束后，均采用白噪声对模型结构进行扫频，以获取其动力特征。输入地震动峰值加速度为0.10g时三条地震波加速度反应谱曲线如图8所示。试验的详细加载制度见表4。

图8 地震波输入时地震影响系数曲线

2 模型破坏过程及特征

按照表4所示的试验加载工况，依次对独立式石箍窑洞加固模型进行加载，模型结构的试验破坏过程如下：

在输入峰值加速度为0.07g的地震动后，未发现模型结构各部位出现裂缝，随后通过白噪声扫频，发现结构自振频率并未明显下降，说明结构模型在此阶段处于弹性工作阶段。在输入峰值加速度为0.14g的地震激励后，在模型结构各部位仍未发现可见裂缝，但通过白噪声扫频后发现此时模型结构X向和Y向的自振频率均发生小幅度减小。

当输入峰值加速度为0.20g的双向El Centro Array #9地震动后，在背墙和西侧墙的配筋砂浆带下侧10 cm范围内已开始出现数条微小的斜裂缝。在经历峰值加速度为0.44g地震动激励后，背墙、东侧墙和窑脸的配筋砂浆带上出现多条细小竖向裂缝，其中背墙和东侧墙占比居多，窑脸的配筋砂浆带出现的竖向裂缝多集中于东孔拱顶上方。

表4 试验加载制度

在输入加速度峰值为0.60g的双向人工波激励后，模型东、南、西、北四面的配筋砂浆带上原有的微小裂缝均继续发展变宽，部分向上延伸至窑洞顶部；窑脸三个孔洞拱顶上方均出现从配筋砂浆带延伸至窑洞顶部的竖向裂缝，其中东孔上方的竖向裂缝最宽并且最长，其最宽处约为0.35 mm，其下端部紧沿着配筋砂浆带的下边缘水平向西延伸直至西侧墙，长约30 cm；在原有裂缝的基础上，四面的配筋砂浆带上均新出现多条竖向裂缝。

在经历峰值加速度为0.80g的双向人工波激励后，配筋砂浆带上的竖向裂缝进一步发展变长、变宽和变密集，并且在其上、下边缘与墙体结合处出现了多条水平裂缝，最长约为40 cm；西孔内的钢带和东孔内的挂网砂浆带与拱券的黏结面处均出现了多条环向裂缝，且三个孔内的底部支座开始出现竖向裂缝；西侧墙出现了一条贯穿南北邻墙的人字形裂缝，其一端水平向南延伸至窑脸与西孔拱券上部竖向裂缝连通，其另一端分别斜向上和斜向下向北延伸至背墙。

在输入峰值加速度为0.90g的X向LA-Hollywood Stor FF地震动后，配筋砂浆带上的裂缝变得更加密集，并在模型的东南角和西南角处轻微鼓起；各孔洞内部的环向裂缝以及底部支座上的竖向裂缝都进一步的发展变长和变宽，在中孔和东孔的挂网砂浆带上的拱顶、拱肩和拱脚位置处出现了多条沿进深方向的裂缝；西侧墙在配筋砂浆带下至拱脚高度范围内出现了多条水平和斜向的裂缝。

在输入地震动的峰值加速度为1.00g的X向LA-Hollywood Stor FF地震动后，配筋砂浆带已经出现严重破坏，竖向裂缝分布密集，且四个墙角处的表层砂浆完全剥落，铁丝外露，其中西南墙角剥落面积最大；东北角和西北角的竖向水泥砂浆护角均出现了较严重的剥离；西孔内的钢带与拱券的黏结处裂缝进一步加大，并出现锚栓孔扩大、栓杆脱落；中孔和东孔内的挂网砂浆带与拱券黏结面的裂缝也继续变宽，径向裂缝进一步变宽且增多；两侧墙的裂缝数量明显增多，且西侧墙的贯通裂缝缝宽显著增大。为了保证试验安全，结束加载。

综合以上现象表明，模型结构首先在上部的水平配筋砂浆带上出现竖向裂缝，随后或向上延伸至窑洞顶部或向下发展。随着输入地震激励的峰值加速度不断增大，两侧墙开始出现水平裂缝并分别向南北两侧邻墙贯通，孔洞内部的钢带和挂网砂浆带与拱券结合面处逐渐产生环向裂缝，并不断变宽且延伸至底部支座，随后在径向也开始产生裂缝并逐渐增多，固定钢带的螺栓也因为栓孔扩大而脱落。最终水平配筋砂浆带的表层砂浆开始大面积鼓起并剥落，铁丝外露，侧墙贯通南北邻墙的长裂缝显著。模型结构各部位的破坏现象见图9。

图9 模型结构典型破坏现象

Fig.9 Typical failure phenomena of structural model

3 试验结果及其分析

3.1 动力特征

在振动台试验开始前以及每级地震动加载工况结束后，对模型结构进行白噪声扫频试验，以获得模型结构的自振频率及阻尼比等动力特征参数。

表5列出了结构模型在试验前及不同峰值加速度的地震动作用后的实测一阶频率f和阻尼比ξ。从表5可看出，结构在试验前的X、Y向的自振频率分别为18.36 Hz和14.16 Hz，说明模型在Y向的初始刚度明显小于X向的。在输入峰值加速较小的地震激励(apg<0.14g)时，结构的频率值基本保持不变，下降的幅度很小，说明此阶段模型结构的整体刚度基本未发生变化。之后，随着输入地震激励的峰值加速度不断增大，结构模型的损伤开始逐渐积累，X、Y向的一阶自振频率值都不断下降，阻尼比也呈稳步上升趋势。在输入的地震动峰值加速度达到1.00g后，模型X、Y向的一阶自振频率值分别降至初始频率值的78.2%和74.5%。

表5 模型各阶段实测自振频率和阻尼比

阻尼比指的是阻尼系数与临界阻尼系数的比值，反映了在振动过程中模型结构的能量耗散。模型结构的阻尼比ξ可由幅频曲线根据半功率带宽法求得。由表5可知，试验开始前，模型结构X向和Y向的阻尼比分别为2.01%和6.14%。试验开始后，随着地震强度的增大，模型开始出现裂缝，损伤逐渐增多，结构的耗能能力提高，阻尼比也随之增大。当输入地震动的峰值加速度达到1.00g时，模型结构在X、Y向的阻尼比分别增长至9.01%和10.38%，相比于初始状态的阻尼比值，可见X向的增幅明显大于Y向，这说明模型结构在X向的累积损伤更大，耗能能力更显著。

由频率的计算公式f=(k/m)1/2/(2π)可知，当模型的质量不变时，结构的刚度k与其自振频率f的平方成正比，换言之，模型结构的自振频率变化间接地反映了结构刚度的变化[10]，故定义结构刚度退化率η为

(1)

式中:ki和k0分别指的是模型结构在第i次加载工况试验后的刚度和试验开始前的初始刚度；fi和f0分别指的是模型结构在第i次加载工况试验后的自振频率和试验开始前的自振频率。

由式(1)可计算得到模型结构的刚度退化率，并绘制成曲线，如图10所示。从图10可以看到，在输入峰值加速度不超过0.20g的地震激励前，模型结构在X和Y向的刚度退化率都变化较快，这是因为加固后的震损模型在经历比较小的地震激励时，由于模型结构上部的变形和损伤程度都较小，此时上部的配筋砂浆带还未进入工作，其内部铁丝处于相对松弛的状态；之后在输入地震动的峰值加速度达到0.44g的这一阶段，模型结构在X和Y向的刚度退化率都有所减缓，这是由于模型结构在此阶段发生了相对较大的变形使得配筋砂浆带进入工作状态，发挥了其加强结构整体性的作用；随后当输入地震激励的峰值加速度超过0.44g后，模型结构在Y向的刚度退化率以大于在X向的变化速率进行衰减，发生这一现象的原因是此时的配筋砂浆带破坏较严重，内部铁丝已开始进入塑性阶段，对结构的整体约束能力减弱，相比于X向仍有挂网砂浆带和钢带等加固材料的继续支撑下，Y向的抗侧能力已被大大削弱。最终当输入峰值加速度为1.00g的地震动后，模型结构在X、Y向的刚度分别下降了38.9%和44.5%。

图10 模型结构刚度退化率

3.2 加速度响应

试验中模型结构在不同的地震作用下，其各个部位会产生明显不同的加速度响应，通常利用加速度放大系数β来描述结构不同部位所受地震作用的大小。本文以布置于模型底座顶面上的加速度传感器的实测动力输入最大值作为基准，将模型结构各部位在同一工况下的实测加速度响应最大值与其相比，得到同一工况下模型结构各部位的加速度放大系数。

图11为不同峰值加速度的地震作用下模型结构沿高度方向的不同部位(基座(0 m)、拱脚(0.45 m)、拱顶(0.825 m)和窑顶(1.2 m))在X、Y向的加速度放大系数包络图。由图11可知，在各工况的地震作用下，模型结构的加速度放大系数总体上随着高度的增大而增大，说明结构动力响应沿窑洞拱券的竖直方向存在放大效应，由于Y向模型结构在拱脚和拱顶测点布置处出现刚度突变，因此曲线在这两个位置处出现拐点。同时，除了LA-Hollywood Stor FF波Y向工况以外，其他各工况下模型结构各测点的加速度放大系数随着试验地震激励的不断增大，整体上呈减小的趋势，这说明随着地震输入峰值加速度的增加，结构的塑性变形逐渐加深，累积损伤逐步加剧，水平抗侧刚度不断减小。而对于LA-Hollywood Stor FF波Y向地震激励，随着地震动强度的增大，模型结构在Y向的自振频率从14.16 Hz降至10.55 Hz，逐渐趋近于输入LA-Hollywood Stor FF波的卓越频率(10 Hz附近)，而输入地震激励的频率与结构本身的自振频率越接近，结构的振动反应越大，故模型结构各测点在Y向的加速度放大系数大致呈上升趋势。

选取拱顶这一窑洞建筑的典型部位，分析其在不同峰值加速度地震作用下各测点在X向的加速度放大系数的分布规律。从图12可以看出，不同地震动作用下的加速度放大系数的差异比较大，其中人工波作用下的加速度放大效应明显大于El Centro Array #9波与LA-Hollywood Stor FF波，而El Centro Array #9波与LA-Hollywood Stor FF波作用下的加速度放大效应差别不大，这种加速度放大系数之间的差异是由不同地震波自身的频谱特性造成的。

对比各工况下拱顶各测点的加速度放大系数可知，在X向上，南面靠近窑脸的拱顶测点处的动力反应大于北面靠近背墙的拱顶测点处的动力反应，中拱拱顶测点的动力反应大于边拱拱顶测点的，这是因为掌子面(背墙)的存在，使得拱券北端靠近背墙处的抗侧刚度相较于南端靠近窑脸处的更大，故其加速度放大效应更小。同时，又由于中窑腿的厚度明显小于边窑腿的厚度，使得中拱的刚度较边拱更小，所以边拱的加速度响应较中拱更弱。

3.3 位移响应

图13给出了模型结构在输入不同加速度峰值的El Centro Array #9波、LA-Hollywood Stor FF波和人工波下的最大相对位移值Δmax，并将其对应的侧移角列在表6中。其中，最大相对位移是指各测点的绝对位移值与台面绝对位移值差值的绝对值最大值。从图13可以看出，不同地震动作用下的位移反应规律大致相同，即模型结构各部位的相对位移值随着离地高度的增大而增大，且随着振动台输入地震激励的增大而增大。当输入加速度峰值小于0.44g的地震激励时，相对位移值沿结构高度呈线性分布；当输入地震动的峰值加速度大于0.44g后，窑顶最大相对位移曲线逐渐外闪严重，说明模型结构上部的累积损伤加剧，刚度退化较快。这主要是因为模型结构在经历峰值加速度为0.44g的地震激励后，拱券上方的配筋砂浆带开始出现裂缝，并逐步发展，其对窑洞结构模型上部的整体性约束作用减弱，导致上部的变形增大较明显。由表6可看出，最终当输入峰值加速度达到1.00g时，窑顶、拱顶和拱脚最大侧移角分别达到了1/29、1/229和1/201。结构虽局部破坏明显，但整体仍未出现倒塌趋势，表明本文提出的方法对石箍窑洞的加固效果显著，加固后的石箍窑洞结构具有良好的抗震能力。

图14给出了在不同地震作用下模型结构各部位在X向上最大相对位移值的变化，从图中也可以看出，中拱拱脚的相对位移值始终大于边拱拱脚的值，甚至大于边拱拱顶，这也再一次表明边拱的抗侧刚度大于中拱，故出现中拱的位移反应大于边拱这一现象。

表6 不同地震作用下结构各测点最大侧移角

图14 模型结构各部位在X向上的最大相对位移

3.4 扭转响应

结构扭转一般是由地震动的转动分量或结构自身非对称分布等原因引起的，扭转会增加结构的不稳定性进而加剧结构的地震响应[11]。独立式石箍窑洞由于背墙和窑脸的构造差异造成结构沿进深方向刚度非均匀分布，即南北向质心和刚心不重合，导致试验过程中结构出现了不同程度的扭转响应。平面扭转角θ是反映地震作用下结构扭转效应的重要指标，依据图15，通过窑顶两测点V1X/V2Y与V6X/V7Y的位移时程可以得出相对位移时程，确定最大相对位移后计算出平面扭转角最大值θmax。

图15 平面扭转角计算

图16为模型结构分别输入X向、Y向和XY双向地震动时产生的最大平面扭转角θmax。由图16可知，随着输入地震动峰值加速度的增大，结构扭转角整体上呈现稳步增长趋势。输入X向地震动时产生的最大平面扭转角始终大于Y向，且在输入较小的X向地震动时结构即产生了较大的平面扭转角。这是由于窑洞洞口处刚度较背墙小，且刚度分布不均匀造成的偏心在X向地震动作用下产生较大的平面扭矩，使结构产生明显扭转。同时由于材料、施工等原因造成模型结构在面宽(东西)方向的刚心略偏离质心，故在Y向地震动作用下也发生较小的扭转。随着输入地震动峰值加速度的增加，结构损伤逐渐加剧，模型结构的整体刚度降低，刚心与质心偏离程度增大，扭转响应更明显。在XY双向地震动作用下，结构位移响应更大，但与输入X向地震动时产生的扭转角相差不大，说明独立式石箍窑洞结构在XY双向地震动作用下无明显的扭转耦联效应。总体来看，本文针对独立式石箍窑洞提出的加固方法效果显著，加固后的结构具有较强的抗扭刚度，即使地震动峰值加速度达到1.00g时窑顶结构平面最大扭转角仅为0.025 4 rad。

图16 输入不同峰值加速度时结构的最大平面扭转角

3.5 滞回曲线与滞回耗能

由图13可知，模型整体结构在LA-Hollywood Stor FF波作用下的位移响应相对较大，故选取该地震波各工况下的模型结构在不同峰值加速度地震作用下的滞回曲线与滞回耗能进行分析。

图17给出了不同强度的单X向LA-Hollywood Stor FF波作用下X向底部剪力-顶部位移滞回曲线，X向底部剪力由基座X向的加速度响应乘以结构总重得到，拱顶位移为相对于基座的相对位移。由图17可看出，当输入地震动的峰值加速度小于0.44g时，滞回曲线大致呈线性分布，说明模型结构此时处于弹性阶段。当峰值加速度超过0.44g后，滞回曲线的形状逐渐不规则，且滞回环的包络面积显著增大，结构开始破坏并进入塑性阶段，随着输入地震动强度的增大，滞回曲线的面积逐步增大，说明模型结构的耗能能力也逐渐增大。

通常认为结构的滞回耗能可反映其自身抵抗破坏的能力，在能量反应分析中，滞回耗能往往被视为最具工程意义的能量指标，主要用以反映结构的累积损伤程度[12]。模型结构在各级地震作用下的滞回耗能可由底部剪力—顶部位移滞回曲线来确定，其滞回环所包围的面积即为结构所消耗的地震能量。对于本次试验，模型结构的能量耗散计算公式[13]如下所示：

[X(ti+1)-X(ti)]

(2)

式中:Ek(ti)为结构在第k工况下ti时刻的累积滞回耗能；V(ti)为第k工况ti时刻模型结构的底部剪力；X(ti)为第k工况ti时刻模型结构的顶部相对位移；n为第k工况的采样点总数。

根据式(2)可计算得到模型结构在不同强度单X向LA-Hollywood Stor FF波作用下结构累积滞回耗能时程曲线，如图18所示。由图18可知，当输入地震动的峰值加速度较小时，结构基本上处于弹性阶段，其滞回耗能以可恢复的弹性变形能为主，随着输入地震强度的增大，结构逐渐进入弹塑性阶段，滞回耗能以不可恢复的塑性形变能为主，在极短的时间内曲线有较大的跃升；随着输入地震动加速度峰值的增大，结构的累积滞回耗能时程曲线跃升时间提前，说明结构累积损伤程度逐步加深。