纖維增強水泥基復合材料面層加固磚墻抗震性能試驗研究*

王卓琳， 李向民， 高潤東， 張永群， 許清風

(上海市建筑科學研究院有限公司 上海市工程結構安全重點實驗室， 上海 200032)

0 引言

砌體結構廣泛分布于我國各地，數量巨大。目前的既有砌體結構很大一部分建于20世紀80年代以前，由于長期使用和累積損傷導致大量既有砌體結構強度降低、安全性下降。此外，由于建造時技術標準和抗震技術要求偏低，部分砌體結構抗震性能明顯不足，需采取技術手段對其進行加固。

纖維增強水泥基復合材料是一種新型建筑材料。研究表明[1-5]，與傳統建筑材料相比，其彈性模量相對較低，在拉伸和剪切作用下具有很高的延性，極限拉應變可以達到0.5%～3%及以上[6]，具有類似金屬材料拉伸強化的特征。此外，其破壞形態表現為多縫開裂，具有較好的裂縫分散能力[7]。基于以上特點和優勢，纖維增強水泥基復合材料已經被用于建筑結構的加固中[8-9]。徐世烺等[10]進行了超高韌性水泥基復合材料加固鋼筋混凝土梁的試驗研究，結果表明該加固方法可有效提高梁的承載能力和延性。梁興文等[11]研究了底部塑性鉸區域采用纖維增強混凝土剪力墻的抗震性能，結果表明剪力墻的抗損傷能力明顯改善。張遠淼等[12]研究了纖維增強水泥基復合材料修復震損剪力墻的抗震性能，結果表明加固后墻體延性得到提高，且破壞模式由脆性破壞轉化為延性破壞。Billington等[13]采用纖維增強水泥基復合材料加固無筋砌體填充墻，研究了加固后填充墻框架結構的抗震性能，結果表明該加固方法可以有效改變填充墻脆性破壞模式。鄧明科等[14-15]研究了纖維增強水泥基復合材料加固磚墻和受損磚墻的抗震性能，結果表明該材料可抑制墻體開裂，提高磚墻變形能力。

目前，纖維增強水泥基復合材料加固無圈梁構造柱磚墻以及不同面層加固方式對其抗震性能的影響有待進一步研究。本文將開展不同形式纖維增強水泥基復合材料面層加固無圈梁構造柱磚墻抗震性能的試驗研究，提出不同形式面層加固后磚墻受剪承載力的計算方法，為工程應用提供依據。

1 試驗概況

1.1 試件設計與制作

本次試驗共設計6個無圈梁構造柱磚墻試件，墻體尺寸均為2 115mm×1 750mm×240mm。砌筑用磚為MU15燒結普通磚，磚塊尺寸為240mm×115mm×48mm，砌筑砂漿為M2.5混合砂漿，砌筑方式為一順一丁。W-1′為未加固對比試件，EW-3為纖維增強水泥基復合材料雙面圈梁構造柱位置條帶加固試件，EW-4為纖維增強水泥基復合材料單面全墻面涂抹加固試件，EW-5為纖維增強水泥基復合材料單面圈梁構造柱位置條帶加固試件，EW-6在EW-5的基礎上在面層內配鋼筋網。MW-1加固及配筋形式同EW-6，面層采用M25水泥砂漿，纖維增強水泥基復合材料條帶厚度為45mm(相當于與30mm厚纖維增強水泥基復合材料進行等強替換)。試件的詳細參數見表1，試件尺寸及加固形式見圖1。

試件參數 表1

圖1 試件尺寸及加固方案

纖維增強水泥基復合材料面層加固試件按以下流程施工：砌筑墻體→養護→墻面除灰塵并濕潤→涂抹環氧底膠→涂抹纖維增強水泥基復合材料面層→面層定期澆水養護。

1.2 加載方案

采用低周往復加載方式進行試驗，加載裝置見圖2。豎向荷載由千斤頂通過分配梁傳遞到試件頂部的鋼筋混凝土加載梁上，控制墻體平均壓應力為0.6MPa。水平方向通過MTS作動器進行循環往復加載。按照《建筑抗震試驗規程》(JGJ/T 101—2015)[16]，采用荷載控制和位移控制混合加載方法進行試驗。具體加載方式為：先采用荷載控制，每級往復循環1次；當荷載-位移曲線出現屈服時，轉為位移控制；控制位移時采用上級荷載對應的位移u，并按u的整數倍逐級加載，此階段每級循環3次，直至荷載下降至極限荷載的85%以下，結束試驗。

圖2 加載裝置示意圖

1.3 試驗材料

參考實際工程常見情況，磚墻采用MU15燒結黏土實心磚，實測磚塊抗壓強度為19.4MPa。墻體砌筑砂漿采用M2.5混合砂漿，配合比為水泥∶石灰∶砂∶水=1∶1.66∶11.15∶1.54。試件MW-1加固面層采用M25水泥砂漿，配合比為水泥∶砂∶水=1∶3.68∶0.7。

加固采用的纖維增強水泥基復合材料配合比為水泥∶粉煤灰∶砂∶水∶纖維=1∶2.33∶0.72∶0.96∶0.084，纖維選用日本某公司的進口PVA纖維，體積分數為2%。

磚墻砌筑砂漿強度以及加固用纖維增強水泥基復合材料與水泥砂漿的材料強度實測結果見表2。纖維增強水泥基復合材料極限拉應變實測平均值約0.017 4。

試件材料測試強度 表2

2 試驗結果分析

2.1 試驗過程及破壞形態

各試件的破壞形態及裂縫分布見圖3。對單面加固的試件，圖中顯示的均為未加固一面的墻體裂縫分布。

圖3 試件破壞形態及裂縫分布

試件W-1′：荷載控制加載至±90kN時，右下側墻體第2皮磚頂出現水平裂縫。位移控制加載至±4mm時，墻體底部水平裂縫貫通；加載至±6mm時，墻體中部出現斜裂縫并逐漸延伸；加載至±8mm時，正負向荷載均達到最大值；加載至±10mm時，磚墻沿對角線出現貫通斜向裂縫，正向加載時最大裂縫寬度為3.2mm，負向加載時最大裂縫寬度為-7mm；加載至+12mm時，承載力下降至最大荷載的85%以下，墻體破壞嚴重，停止加載。試件W-1′的裂縫主要分布在墻體對角線上。

試件EW-3：荷載控制加載至±90kN時，墻體沒有出現裂縫，改為位移控制。位移控制加載至±4mm時，左右兩側墻體底部出現水平裂縫，纖維增強水泥基復合材料底部也出現水平裂縫；加載至±8mm時，墻體底部水平裂縫寬度增大，墻體中部出現斜向裂縫；加載至±10mm時，正負向荷載均達到最大值；加載至±14mm時，左下側墻體的纖維增強水泥基復合材料和磚墻粘結面出現裂縫，右上側纖維增強水泥基復合材料面層和磚墻同時出現斜向裂縫，并向墻體右上角處延伸，纖維增強水泥基復合材料加固面層與墻體發揮共同工作；加載至±20mm時，最大裂縫寬度超過30mm，墻體破壞嚴重，停止加載。試件EW-3的裂縫主要出現在對角線上，裂縫數量較試件W-1′更多。

試件EW-4：荷載控制加載至±90kN時，右側墻體底部沿1皮磚頂出現水平裂縫。位移加載至±8mm時，墻體底部水平裂縫基本貫通；加載至±10mm時，墻體中部出現斜向裂縫，并不斷擴展；加載至±16mm時，正向荷載達到最大值，墻體出現較多斜裂縫，纖維增強水泥基復合材料面層同時出現斜向裂縫；加載至±18mm時，正向斜裂縫貫通，負向荷載達到最大值，裂縫寬度最大可達2mm；加載至±20mm時，墻體破壞嚴重，停止加載。

試件EW-5：荷載控制加載至±120kN時，墻體沒有出現裂縫，改為位移控制。位移控制加載至±4mm時，墻體底部1皮磚頂出現水平裂縫；加載至±8mm時，墻體中部出現數條斜裂縫，正向荷載達到最大值；加載至±10mm時，負向荷載達到最大值，墻面斜裂縫貫通，最大裂縫寬度為1.5mm；加載至±14mm時，正向加載最大裂縫寬度達到19mm，負向加載最大裂縫寬度達到35mm，墻體破壞嚴重，停止加載。

試件EW-6：荷載控制加載至±120kN時，墻體沒有出現裂縫，改為位移控制。位移控制加載至±4mm時，墻體左側底部1皮磚頂出現裂縫；加載至±8mm時，墻體中部出現斜裂縫；加載至±12mm時，正負向荷載均達到最大值，此時裂縫最大寬度達到5mm；加載至±14mm時，斜裂縫基本貫通，局部纖維增強水泥基復合材料與墻體有脫開；加載至±16mm時，最大裂縫寬度達到9mm，墻體破壞嚴重，停止加載。

試件MW-1：荷載控制加載至±120kN時，墻體沒有出現裂縫，改為位移控制。位移控制加載至±4mm時，墻體底部出現水平裂縫；加載至±6mm時，負向荷載達到最大值，墻體出現斜裂縫；加載至±8mm時，正向荷載達到最大值，墻體中部出現多條斜裂縫，負向荷載下，墻體底部出現數條受壓裂縫，墻體兩側底部水泥砂漿層與墻體開裂；加載至±10mm時，墻體沿對角線出現貫通斜向裂縫，水泥砂漿層出現水平受彎裂縫，墻體與水泥砂漿層局部脫開，墻體破壞嚴重，停止加載。

2.2 滯回曲線

各試件水平荷載-頂點水平位移滯回曲線見圖4。未加固試件W-1′的破壞形式為交叉斜裂縫剪壓破壞，加載前期，不斷出現斜裂縫，裂縫發展完成后達到峰值荷載，之后主裂縫寬度增大，耗能能力也隨之下降。由圖4可知，相對于未加固試件，纖維增強水泥基復合材料面層加固磚墻試件耗能能力更強，雖然各試件最終破壞形式均為剪壓斜裂縫破壞，但由于加固方式不同，各試件的破壞過程仍有不同之處。試件EW-3在達到峰值荷載后由于受雙面纖維增強水泥基復合材料面層約束，承載力下降較緩，由于主裂縫的開合而呈現出滑移現象，滯回曲線表現為反S形，延性較好。試件EW-4由于單面全墻面涂抹纖維增強水泥基復合材料面層，對原磚墻的約束比試件EW-3更強，滯回曲線表現為反S形，延性特性更好一些。試件EW-5單面纖維增強水泥基復合材料面層對磚墻的約束較弱，在達到峰值荷載前，墻體斜裂縫充分發展，表現出較好的耗能能力，滯回曲線呈梭形；試件EW-6、試件MW-1與試件EW-5基本相同，其中試件EW-6的纖維增強水泥基復合材料面層內配置鋼筋，從而增大了墻體的承載能力和變形能力，試件MW-1采用水泥砂漿層加固，其承載力較低。

圖4 試件滯回曲線

2.3 骨架曲線

各試件骨架曲線見圖5。各試件在水平往復荷載作用下，開裂荷載點、屈服荷載點、峰值荷載點、極限荷載點的荷載值P和位移值Δ，以及極限位移角θ見表3。

圖5 試件骨架曲線

各試件荷載-位移骨架曲線特征點試驗結果 表3

對比試件W-1′，EW-3，EW-4和EW-5，分析不同加固形式對構件性能的影響，可知：1)纖維增強水泥基復合材料面層加固磚墻，可以顯著提高試件的承載能力和極限變形能力；2)單面全墻面加固方式對磚墻的約束最強，試件EW-4的承載力和極限變形分別是試件W-1′的1.89和1.96倍，顯著改善了墻體的抗震性能；3)相同體積的纖維增強水泥基復合材料面層，采用雙面加固的方式提高了纖維增強水泥基復合材料面層的約束作用，還保證了纖維增強水泥基復合材料面層更有效地傳遞墻體的剪力，試件EW-3和試件EW-5的承載力均是試件W-1′的1.4倍左右，極限變形分別是試件W-1′的1.83和1.34倍，因此雙面纖維增強水泥基復合材料加固對提高墻體的變形能力更有效。

對比試件W-1′，EW-5，EW-6和MW-1，分析不同加固材料對構件性能的影響，可知：1)采用纖維增強水泥基復合材料面層加固磚墻或者采用水泥砂漿面層加固磚墻，均可以顯著提高磚墻的承載能力；2)試件EW-5和試件EW-6的承載力分別是試件W-1′的1.41和1.69倍，極限變形分別是試件W-1′的1.34和1.52倍，表明鋼筋網纖維增強水泥基復合材料面層加固方式由于鋼筋參與了共同工作，可更進一步提高試件的抗震性能；3)試件MW-1的承載力和極限變形分別是試件W-1′的1.34倍和0.98，采用鋼筋網水泥砂漿面層加固方式提高了磚墻試件的承載能力，但對試件的變形能力沒有提高。

2.4 剛度退化

剛度退化曲線可以反映試件在低周往復荷載作用下的剛度變化特性。采用《建筑抗震試驗規程》(JGJ/T 101—2015)[16]規定的每級加載最大荷載點對應的割線剛度作為試件等效剛度進行評價。根據滯回曲線、骨架曲線以及試驗記錄，以等效剛度為縱坐標，試件頂點位移為橫坐標，可得到6個試件的剛度退化曲線，見圖6。總體而言，各試件的剛度隨著側向位移的增加而逐步下降，進入塑性階段后，各試件剛度下降較為平緩。加固試件的剛度比未加固試件的剛度明顯增大。

圖6 剛度退化曲線

2.5 耗能能力

試件的耗能能力以水平荷載-頂點水平位移滯回曲線所包圍的面積來衡量，滯回環越飽滿，所包面積越大，其耗散的能量越多，反之越少。試件的耗能能力可通過累積耗能來表達，累積耗能為正負向各級荷載下階段耗能的累加值，通過計算得到各試件的累積耗能，見圖7。

圖7 累積耗能曲線

由圖7可知：1)加載初期，各試件的耗能相差不大。隨著水平位移的增加，相同水平位移下，試件EW-6和MW-1的耗能明顯大于試件W-1′，這主要是由于磚墻開裂后，鋼筋迅速參與工作而耗散大量能量；而相同水平位移下，試件EW-3，EW-4，EW-5的耗能則小于試件W-1′的耗能，或與試件W-1′耗能基本相同，其主要原因是纖維增強水泥基復合材料是低彈性模量材料，同時抑制了墻體的開裂，使加固后墻體在滿足承載力要求的同時具備較好的延性。2)隨著水平位移的不斷增加，試件EW-3，EW-4，EW-5仍然具有很好的耗能能力，其總耗能顯著大于未加固磚墻的總耗能。

3 承載能力計算

3.1 理論計算

3.1.1 未加固墻體

研究表明，在剪-壓復合受力狀態下，隨著垂直壓應力和砌體抗剪強度的變化，磚墻可能發生剪摩破壞、剪壓破壞和斜壓破壞。主拉應力破壞理論和庫倫破壞理論曾被用于分析砌體抗剪強度，其公式分別被《建筑抗震設計規范》(GB 50011—2010)(2016年版)[17]和《砌體結構設計規范》(GBJ 3-88)[18]采用，但兩種理論的砌體抗剪強度隨軸壓比的增加而一直增加，而實際試驗表明，當軸壓比增大一定程度后，砌體抗剪強度隨軸壓比的增大而減小。因此，駱萬康等[19]提出了剪-壓復合受力影響系數，得到砌體抗剪強度的表達式：

fv,m=fv0,m+αμσ0

(1)

式中：fv,m為有豎向力時砌體抗剪強度平均值，MPa；fv0,m為豎向力為零時砌體抗剪強度平均值，MPa；α為修正系數，對于磚砌體結構，取0.7；σ0為豎向壓力， MPa；μ為砌體剪-壓復合受力影響系數。

當σ0/fm≤0.8時：

μ=0.83-0.7σ0/fm

(2)

當0.8<σ0/fm<1.0時：

μ=1.690-1.775σ0/fm

(3)

式中fm為砌體抗壓強度平均值，MPa。

式(1)～(3)被《砌體結構設計規范》(GB 50003—2011)[20]采用，在計算時，砌體的抗剪強度fv0,m和抗壓強度fm取材料強度實測值進行計算。

有試驗研究表明[21]，砌體抗剪強度僅為雙磚抗剪強度的50%左右，其原因是砂漿的不均勻分布導致磚墻截面剪力分布不均勻，先達到剪力最大值的砂漿最先開裂，未開裂部分的砂漿繼續受力，直至達到最大承載力。因此，取墻體的截面有效利用系數為0.5，對式(1)進行修正，得到砌體的抗剪強度為：

fv,m=0.5fv0,m+αμσ0

(4)

3.1.2 纖維增強水泥基復合材料加固墻體

采用砂漿或混凝土面層加固的磚墻承載力計算公式一般有兩種形式：1)將加固材料面層與磚墻折算為整體抗剪強度；2)認為加固后結構抗剪承載力是磚砌體、加固面層和鋼筋三部分各自承載力之和，并考慮其共同工作時的參與系數。目前，計算加固后磚墻承載力常采用第二種方法。

加固面層對磚墻的約束作用使墻體自身的抗剪承載力有所提高，但由于磚砌體、纖維增強水泥基復合材料和鋼筋的強度及變形能力不同，在受力時三者不會同時達到各自的強度最大值。參考剪力墻和構造柱的承載力計算公式[22]，本文建議加固磚墻承載力計算公式為：

(5)

式中：Vm為原磚墻對加固試件承載力的貢獻值；Ve為纖維增強水泥基復合材料面層對加固試件承載力的貢獻值；Vs為鋼筋網對加固試件承載力的貢獻值；αm為原磚墻受剪承載力的加權系數，考慮高寬比、單雙面加固調整系數和砌體強度利用系數[23]，本文雙面加固取1.08，單面加固取1.05；Am為磚墻受剪截面面積；αe為纖維增強水泥基復合材料面層承載力調整系數，取0.7(文獻[24]中該參數為0.73)；n為加固纖維增強水泥基復合材料面層數，雙面涂抹取n=2，單面取n=1；ft,e為纖維增強水泥基復合材料抗拉強度；Ae為纖維增強水泥基復合材料受剪截面面積；αs為鋼筋承載力調整系數，取0.15；fy為鋼筋抗拉強度；As為鋼筋受剪截面面積。

按照上述承載力計算公式對各試件抗剪承載力進行計算，并取實測值進行比較，結果如表4所示。由表4可知，加固試件理論計算值與試驗值的誤差范圍為5.6%～8.6%，絕對誤差平均值約6.6%，說明本文提出的公式計算結果與試驗值吻合較好。此外，根據陜西省工程建設標準《高延性混凝土應用技術規程》(DBJ61/T 112—2016)[25]計算試件受剪承載力，并與本文試驗值進行對比。如表4所示，規范值與試驗值相差-20%～9.9%，絕對誤差平均值約11.1%；根據規范得到的單面全墻面加固的計算結果誤差較大。

試件抗剪強度計算結果 表4

3.2 有限元分析

采用有限元軟件對纖維增強水泥基復合材料加固磚墻的受力性能進行數值分析。磚墻采用整體式建模；磚墻、混凝土和纖維增強水泥基復合材料均采用三維實體單元，鋼筋采用桁架單元；采用混凝土損傷塑性模型來模擬磚墻、混凝土和纖維增強水泥基復合材料的本構模型，鋼筋采用彈塑性本構模型。磚墻和鋼筋的各項材料參數和損傷參數參考文獻[26]，纖維增強水泥基復合材料單軸受拉和單軸受壓應力-應變曲線均為雙直線形式，材料參數采用實測值。

有限元模型采用位移加載方式，各試件承載力計算結果如表5所示，有限元分析水平位移-層間剛度曲線與試驗分析水平位移-層間剛度曲線的對比如圖8所示。由表5和圖8可知，試件極限承載力模擬結果與試驗值接近，而峰值位移模擬結果有一定偏差。有限元分析結果進一步驗證了纖維增強水泥基復合材料加固磚墻的有效性。

圖8 試件水平位移-層間剛度模擬曲線與試驗曲線對比

各試件承載力有限元模擬結果與試驗值對比 表5

3.3 加固效果比較

綜合纖維增強水泥基復合材料條帶加固磚墻的抗震性能研究結果，各類不同加固形式的加固效果對比見表6。

不同加固形式的效果對比 表6

由表6可知，單面全墻面纖維增強水泥基復合材料面層加固(試件EW-4)對原墻體抗震性能提升最為顯著，加固后磚墻的承載能力和極限變形能力分別是原墻體的1.89倍和1.96倍；相同纖維增強水泥基復合材料總厚度下的雙面(試件EW-3)和單面(試件EW-5)加固，對原墻體承載能力的提升比較接近，但雙面加固的極限變形能力更好；總體上，纖維增強水泥基復合材料面層加固比鋼筋網水泥砂漿面層加固對墻體的各項抗震性能的提升更有效。

4 結論

通過6個磚墻試件的低周往復試驗，系統研究了纖維增強水泥基復合材料單面全墻面面層加固和圈梁構造柱位置條帶式面層加固、單面和雙面加固、無鋼筋網面層加固和鋼筋網面層加固等不同加固形式對磚墻破壞形態、滯回特性等抗震性能的影響，為采用纖維增強水泥基復合材料面層加固磚墻提供了技術依據和工程建議。

(1)纖維增強水泥基復合材料加固磚墻的最終破壞形式是剪切破壞引起的交叉斜裂縫，纖維增強水泥基復合材料面層可與磚墻保持較好的協同工作，可充分發揮纖維增強水泥基復合材料的材料性能，有效限制磚墻的開裂和破壞，提高磚墻的極限變形能力。

(2)單面全墻面15mm厚纖維增強水泥基復合材料面層加固比雙面各15mm厚圈梁構造柱位置條帶式纖維增強水泥基復合材料面層加固效果較好，其承載力比未加固磚墻分別提高1.89倍和1.40倍，極限變形比未加固磚墻分別提高1.83倍和1.96倍。

(3)纖維增強水泥基復合材料面層加固磚墻的抗震性能優于水泥砂漿面層加固的磚墻，同條件下，前者可以更有效地提高墻體承載能力和變形能力。

(4)未加固磚墻開裂后剛度持續下降，而加固磚墻開裂后剛度退化曲線比較平緩。加固磚墻總耗能顯著大于未加固磚墻的總耗能。

(5)根據相關已有研究成果與本文試驗結果，提出了纖維增強水泥基復合材料面層加固的墻體抗剪承載力計算方法，與試驗結果吻合較好。

致謝：感謝上海市建筑科學研究院上海市工程結構安全重點實驗室陳溪博士、貢春成實驗師在試驗過程中給予的幫助。特此致謝！