砌体结构作为一种传统的结构形式，其历史悠久，在我国各类建筑中占有重要的位置。因砌体材料取材便利，造价低廉，且具有较好的耐久性、耐火性、隔热性及保温性，故以砌体材料作为承重构件的砌体结构在今后相当长一段时间仍为我国建筑结构形式之一，特别是在小城镇和新农村建设中被广泛应用。但砌体结构自重大，抗拉和抗剪强度低，延性差，在地震作用下极易发生脆性破坏，导致房屋倒塌。历次的震害资料也表明，砌体结构的破坏较其他结构严重[1]。所以提高砌体房屋的抗震能力，对砌体结构进行抗震修复加固具有重要意义。
高延性水泥基复合材料(Engineered Cementitious Composite，简称ECC)是由美国密歇根大学Li教授[2]基于微观力学和断裂力学原理，对水泥基材料中纤维、基体及纤维基体界面进行改善而得到的一种高性能混凝土。其具有高延性、高韧性和高能量吸收能力，在直接拉伸荷载作用下表现出显著的应变硬化效应及多裂缝开展机制，显著改善了混凝土本身的固有脆性。将ECC用于工程结构中能显著改善结构的抗震性能和耐久性能[3－5]。为便于ECC在土木工程中的推广与应用，本课题组将其称之为高延性混凝土(High Ductile Concrete，简称HDC)。在国外，ECC已经开始应用于隧道、桥梁和车站等结构的加固修复，并取得良好的效果。国内学者也开展了对ECC的相关研究，如浙江大学的徐世烺等[6－7]采用超高韧性水泥基复合材料(UHTCC)加固钢筋混凝土梁，有效提高了梁的承载力和抗裂性能。本课题组[8－10]将HDC用于高性能混凝土剪力墙和钢筋混凝土柱的底部塑性铰区、连梁等关键部位，进行了相关研究。
为充分发挥HDC材料高强度、高延性的力学性能特点，提高砖砌体墙的抗震性能和耐损伤能力，本课题组提出了采用HDC面层加固砌体结构。通过拟静力试验研究[11－12]表明，采用ECC面层加固砖砌体墙，可显著提高砖墙的抗震承载力和变形能力，改善加固后墙体的抗震性能。以上研究主要针对构件加固，缺乏对结构整体抗震性能的研究。因此，本文以一个二层村镇砌体结构为原型，通过结构整体加固的振动台试验研究，对高延性混凝土加固震损砌体结构的破坏形态、动力特性、位移反应、扭转效应和抗震性能进行了全面分析。
1 试验概况
1.1 模型设计
原型结构为一栋2层两开间临街砖混结构商铺，开间3.3 m，进深5.4 m，一层层高3.6 m，二层层高3.0 m，楼盖和屋盖均采用现浇钢筋混凝土楼板，板厚为120 mm，模型具体尺寸见图1。墙体采用MU10烧结普通砖、M5混合砂浆砌筑，混凝土强度等级为C30。场地类别为II类，设计分组为第三组，场地特征周期为0.45 s。一层为大空间布置，以满足建筑功能要求，临街面采用钢筋混凝土柱承重，二层部分承重墙体外挑。由于振动台试验能力限制，本试验采用缩尺比1/2制作模型结构，砖墙厚度均为120 mm。其中x方向为结构纵向，y轴方向为横向。
图1 未加固模型
Fig.1 Unreinforced model
1.2 模型相似关系
根据模型几何尺寸，长度相似系数为Sl=1/2。试验模型采用的砌筑材料与原结构相同，模型所用砖块由整块烧结普通砖切割而成，尺寸为115 mm×60 mm×53 mm，可确定材料弹性模量相似系数为SE=1。原结构的质量(不含基础梁)为102 t，由长度相似系数可得模型自重为12.78 t。受振动台最大承载力(30 t)限制，采用欠人工质量模型[13―14]，在一、二层楼面分别浇注20 mm厚混凝土作为配重(1.11 t)，试验模型上部结构质量为13.89 t，底座重量为5.92 t，模型总重量为19.81 t。经计算确定模型与原型结构的质量相似系数为Sm=0.136。根据以上基本相似关系，采用量纲分析法可求得模型的动力相似关系，见表1。
表1 模型结构相似关系
Table 1 Scaling factors of model structure
类型 物理量 相似关系竖向应力σ 0.544 Sσ=弹性模量E 1S=泊松比ν S1 E材料特性γ=质量密度ρ 1.088 τ=剪切模量γ S1 ν=剪应力τ S1 Sρ=长度l 1/2S=l线位移x 1/2 x几何特性S=角位移θ S1 θ=面积A 1/4 S=A质量m 0.136 S=m刚度K 1/2动力特性S=加速度a 1.838 S=周期T 0.52 KT S=a
1.3 测点布置
根据模型结构的振动特点，分别在振动台台面、房屋底座、一层1/2墙高、一层楼面、二层1/2墙高、屋顶高度处沿4个立面均布置加速度传感器，以记录模型结构的加速度反应；分别在台面、一层楼面和屋顶中心处沿x、y两个方向布置位移传感器，并在屋顶四角布置4个位移传感器，且位于对角线上的两个位移传感器方向相同，以记录模型结构的位移反应。共布置加速度传感器22个，位移传感器10个，具体布置方式见图2。其中，屋顶四角的位移传感器仅在HDC加固模型中布置，以监测模型结构可能产生的扭转效应。
1.4 试验方案
该模型共进行了三次振动台试验：
第一次试验：对未加固模型结构进行加载，模型简称为M1。模型M1在x方向输入8.5度设防EL Centro波时濒临倒塌，停止试验。
第二次试验：第一次振动台试验结束后，采用钢筋网对震损模型的背立面墙体进行加固。具体做法为：对B轴线一层纵墙及纵横墙交接处采用钢筋网水泥砂浆双面加固；对B轴线二层纵墙及纵横墙交接处采用钢筋网水泥砂浆外侧单面加固。面层实测厚度为30 mm，竖向钢筋φ6@100，水平钢筋φ4@120，拉结筋φ6。模型加固后见图3，简称为M2。对模型M2按预定工况进行振动台试验，直至达到9度罕遇(x方向主震)停止加载。
图2 测点布置图
Fig.2 Measurement points arrangement
图3 钢筋网水泥砂浆加固模型
Fig.3 Model structure by steel-meshed cement mortar
第三次试验：清理原有钢筋网面层后，人工压抹HDC面层对结构受损部位进行加固。具体做法为：首先对模型结构一层两端山墙出现的交叉斜裂缝进行灌浆处理，再对一层两端山墙采用HDC外侧单面加固；对B轴线一层纵墙采用HDC双面加固，二层纵墙采用外侧单面加固。HDC面层实测厚度为15 mm；为防止纵横墙交接处破坏，采用A8钢筋加固角部。模型加固后见图4，简称为M3。考虑到模型结构已经历两次震损试验，对采用HDC面层加固的模型结构，试验加载工况比前两次试验相比有所减少，仅输入7度设防、8度设防、9度设防和9度罕遇(x方向主震)4个等级地震波进行试验加载。
图4 HDC加固模型
Fig.4 Model structure with HDC
根据《建筑抗震设计规范》对输入地震波的要求，选用两条天然波(EL Centro波、江油波)和一条人工波进行试验，地震波具体参数见表2。试验加载工况按照6度设防、7度设防、7.5度设防、8度设防、8.5度设防、9度设防、8度罕遇和9度罕遇的顺序逐级进行加载，对应的峰值加速度分别为0.05 g、0.1 g、0.15 g、0.2 g、0.3 g、0.4 g、0.51 g和0.62 g。根据加速度相似常数对地震波的峰值加速度进行相应调整，对应峰值加速度分别为92 gal、184 gal、276 gal、368 gal、551 gal、741 gal、945 gal、1148 gal。在每组地震动输入前后，对模型进行双向白噪声扫频以确定结构的自振频率、振型、和阻尼比等动力特性。表3给出了输入EL Centro波时，台面的实测峰值加速度和加载顺序。
表2 地震波
Table 2 Earthquake waves
地震波名称 峰值加速度/(cm/s2)时间间隔/s地震波持时/s加速度峰值时刻/s EL Centro波210.1 0.02 40 11.46(x向)EL Centro波341.7 0.02 40 2.16(y向)江油波627.33 0.005 102 29.345(x向)江油波597.05 0.005 102 27.235(y向)人工波 1 0.002 40 6.36
表3 输入EL Centro波时台面实测峰值加速度
Table 3 PGAs of shaking table under EL Centro wave
实验编号加载模型名义加速度/gal 台面峰值加速度/gal x方向 y方向1 M1 92 109 105 2 M1 184 204 233 3 M1 276 335 250 4 M1 368 289 339 5 M1 551 355 —6 M2 93 98 85 7 M2 185 192 177 8 M2 278 300 258 9 M2 370 404 350 10 M2 556 568 462 11 M2 741 811 708 12 M2 945 1079 952 13 M2 1148 1394 989 14 M3 185 181 155 15 M3 370 382 302 16 M3 741 739 708 17 M3 1148 1192 611
1.5 材料力学性能
模型砌筑砂浆抗压强度采用70.7 mm×70.7 mm×70.7 mm立方体试块确定，与模型同条件养护28 d后，实测其抗压强度平均值为6.1 MPa。
试验采用的HDC主要成分为：水泥(P.O 42.5R)、粉煤灰、矿物掺合料、精细河砂、聚乙烯醇(PVA)纤维和水，其中PVA纤维的体积掺量为2%。试验测得HDC的抗压强度平均值为61.15 MPa，抗拉强度平均值为5.83 MPa，极限拉应变达1.0%，具有明显的拉伸应变硬化效应，应力-应变曲线如图5所示。PVA纤维各项力学性能指标见表4。
图5 HDC受拉应力-应变曲线
Fig.5 Tensile stress-strain curves of HDC
表4 PVA纤维性能指标
Table 4 Performance indicators of PVA fibers
纤维名称长度/mm直径/μm长径比/(×103)抗拉强度/MPa弹性模量/GPa伸长率/(%)密度/(g/cm3)PVA 12 39 0.31 1600 40 7 1.3
2 试验结果及分析
2.1 试验现象
1) 模型M1
模型M1在x向输入8.5度设防EL Centro波时(试验峰值加速度为355.38 gal，8度设防水准)，B轴一层窗间墙出现交叉裂缝，一层纵墙四角出现剪切斜裂缝，最大裂缝宽度达3 mm。为防止纵墙倒塌，停止加载。模型结构B轴线纵墙的裂缝分布见图6。
图6 B轴墙体裂缝分布
Fig.6 Fracture of B axis wall
2) 模型M2
模型M2采用钢筋网加固后，在输入8.5度设防地震动时，模型结构四面墙体上均开始出现细微裂缝，裂缝宽约0.1 mm，具体位置如下：① B轴线墙体四个窗洞角部出现长约10 cm～20 cm细微裂缝。② A1轴线右侧窗洞右上角处产生了一条长约10 cm的细微裂缝，并向墙体内侧延伸，见图7。③ 3轴线一层墙体产生两条约1.5 m长的横向裂缝，见图8。
图7 A1轴墙体裂缝分布
Fig.7 Crack of A1 axis wall
图8 3轴墙体裂缝分布
Fig.8 Crack of 3 axis wall
在输入8.5度罕遇地震动时，模型结构原有裂缝延伸变宽，并有新裂缝产生，裂缝主要分布于B轴线墙体四个窗洞角部，见图9。3轴线一层墙体原有裂缝几乎贯通并形成交叉斜裂缝，见图10。
图9 窗洞角部裂缝分布
Fig.9 Fracture in the corners of windows
图10 3轴墙体裂缝分布
Fig.10 Fracture of 3 axis wall
模型结构在输入9度罕遇地震动时，背立面窗洞角部的细微裂缝向外延伸，呈网状分布；1轴横墙出现斜裂缝和贯通墙体底部的水平裂缝，同时，3轴横墙也在底部出现水平缝并在中部产生多条剪切斜裂缝，见图11。
图11 墙体裂缝分布
Fig.11 Fracture of walls
3) 模型M3
在输入7度、8度和9度设防地震动时，模型M3均保持完好，未出现明显裂缝；输入9度罕遇地震动时，B轴线外立面角部产生细微裂缝群(图12)，无其他明显破坏现象，模型基本完好。
2.2 动力特性
在每级地震波加载前后，对模型结构进行一次双向白噪声扫频，通过分析白噪声扫频结果可以得到不同加载级别地震波作用后模型结构的自振频率，见图13。M1、M2、M3的一阶振型为x向平动，二阶振型为y向平动，这是由于模型A轴、B轴位置分别开有较大的门窗洞口，从而严重削弱了模型纵墙的侧向刚度。
图12 B轴墙体角部裂缝
Fig.12 Corner fracture of B axis wall
图13 自振频率变化曲线
Fig.13 Variation of frequency curve
模型结构的自振频率变化可评估结构的损伤程度[15]，因此由图13可以得出：
1) 对于x向、y向初始频率，M3比M1分别提高40.0%、19.9%，M2比M1分别提高43.9%、25.5%，表明采用钢筋网或HDC面层加固后，受损砌体结构的初始刚度有所恢复，结构的损伤得到改善。M2的初始频率提高幅度比M3略大，这是由于M3已经历二次加载，加载初期墙体内部累积损伤略大于M2。M3的自振频率降低最为缓慢，说明加载结束时M3的结构损伤程度低于M2，HDC加固震损砌体的效果要优于钢筋网加固。
2) 随输入峰值加速度的增大，自振频率逐渐降低，三个模型的损伤程度不断增大。
① M1加载至8度设防时，结构破坏严重，1阶、2阶频率分别比初始频率下降26.1%、14.5%，整体刚度和频率急剧下降。
② M2加载至9度罕遇时，未加固纵墙破坏严重，1阶、2阶频率分别比初始频率下降27.5%、30.0%，整体刚度和频率大幅降低。
③ M3加载至9度罕遇时，加固面层轻微损伤，1阶、2阶频率分别比初始频率下降10.9%、8.1%，整体刚度和频率略有降低。
以上分析表明，采用HDC面层加固震损砌体结构，结构的初始刚度有所恢复，且M3在地震动作用下刚度退化更为缓慢，增加了结构的耐损伤能力。
2.3 加速度反应
以模型结构实测加速度最大值与台面输入加速度最大值的比值作为加速度放大系数，来表征结构的加速度反应。EL Centro波作用下模型结构各楼层的加速度放大系数见图14。
图14 加速度放大系数变化曲线
Fig.14 Curves of acceleration amplification factor
由图14可知：
1) M1、M2、M3的二层(屋面)加速度放大系数均大于一层(楼面)。在x方向，M2、M3的加速度放大系数均随地震动的增大而逐渐减小。在y方向，3个模型开裂前，其加速度放大系数随地震动的增大而增大；开裂以后，其加速度放大系数随地震动的增大而逐渐减小。
2) 加载至8度设防地震动时，M3的y向加速度放大系数增大，而M2的y向加速度放大系数减小。这是由于M1加载后横墙已出现轻微受损，M2未加固横墙，不能有效抵抗水平地震剪力，加速度放大系数快速下降；M3对受损横墙采取HDC单面加固，使y向墙体刚度提高较大。
3) M2、M3加载至8度设防地震动后，M3的加速度放大系数比M2下降更少，且M2、M3加载至9度罕遇地震动时，M3的1层、2层加速度放大系数均大于M2，表明在9度罕遇地震下采用HDC面层加固后，与模型M2相比，震损砌体结构的耐损伤能力和刚度退化较少，加固面层产生细微裂缝后，仍可有效传递水平地震剪力。
2.4 位移反应
以模型结构的实测层间位移表征结构的位移反应。表5和图15分别为M1、M2、M3在EL Centro波作用下的层间位移和层间位移角。
3个模型的最大层间位移均在1层，结合图15和试验现象：
1) M1加载至8度设防时，x向最大层间位移为2.27 mm，层间位移角为1/792，纵墙多处开裂，破坏严重。
2) M2加载至8度设防时，x向最大层间位移为7.53 mm，层间位移角为1/239，模型面层未见裂缝；加载至9度罕遇时，x向最大层间位移为23.61 mm，层间位移角为1/76，1层横墙产生剪切裂缝，B轴纵墙破坏严重。
表5 M1和M3的层间位移角
Table 5 Drift ratios of M1 and M2
地震等级 方向 层数 M1 M2 M3 7度设防(0.1 g)2层 1/1165 1/749 1/1200 y 1层 1/2065 1/1733 1/3673 2层 1/1930 1/2952 1/1339 x 1层 1/971 1/485 1/679 8度设防(0.2 g)x 1层 1/792 1/239 1/361 2层 1/956 1/342 1/605 y 1层 1/1119 1/963 1/1818 2层 1/1149 1/1171 1/695 9度设防(0.4 g)x 1层 — 1/126 1/166 2层 — 1/168 1/248 y 1层 — 1/316 1/632 2层 — 1/306 1/360 9度罕遇(0.62 g)x 1层 — 1/76 1/84 2层 — 1/99 1/144 y 1层 — 1/186 1/377 2层 — 1/164 1/230
图15 模型结构的层间位移
Fig.15 Story drift of model structure
3) M3加载至8度设防时，x向最大层间位移为4.99 mm，层间位移角为1/361，无裂缝产生；当M3加载至9度罕遇时，x向最大层间位移为21.43 mm，层间位移角为1/84，面层局部出现细微裂缝，未见面层脱落，整体基本完好。
根据以上分析可知：
1) 在x加载方向，M1的1层层间位移小于M2和M3。这是由于模型结构在多次地震动作用下，墙体内部不断累积损伤，M2和M3的加固方式未能完全恢复受损墙体的内部损伤和初始刚度，但显著改善了受损墙体的极限变形能力，与文献[12]ECC面层加固受损砖砌体墙的结论一致。M3的层间位移角小于M2，说明采用HDC面层加固受损砖砌体，刚度和变形能力的改善优于钢筋网加固。
2) 在x加载方向，3个模型1层的层间位移均大于2层，说明受损模型加固后，1层横墙仍为结构的薄弱部位。在y加载方向，M1、M2的1层层间位移大于2层，但M3的1层层间位移小于2层。这是由于M3的1层横墙为HDC单面加固，相比于未加固的2层纵墙，刚度提高较大。
2.5 扭转效应
模型结构1层A轴线无纵墙，2层A1轴线墙体悬挑、大开洞，结构刚度分布不均匀。3个模型结构形式相同，在地震动作用下均产生较大扭转。图16给出了M3在x方向加载至(EL Centro波)7度设防、8度设防、9度设防和9度罕遇时，模型结构屋面的扭转角时程曲线。
图16 扭转角时程曲线
Fig.16 Time-history curve of torsion angle
由图16可知：
1) 在7度设防、8度设防、9度设防和9度罕遇地震动作用下，M3模型结构的最大扭转位移角分别为1/4352、1/2289、1/980、1/328。表明M3的扭转效应随着地震动作用的增大而增大，模型结构在强震下的扭转作用不可忽略。
2) 根据模型结构的破坏现象可知，M2沿x向加载至8.5度设防地震动时，扭转效应使得1层横墙产生了剪切裂缝；但M3加载至9度罕遇地震动时，横墙均未出现可见裂缝。表明采用HDC面层加固能有效提高砌体结构的抗扭性能。
3 破坏形态分析
3.1 破坏过程
模型M1加载至6度设防，结构未出现明显裂缝，基本处于弹性阶段；加载至7度设防，1层窗间墙出现斜裂缝；加载至8度设防，斜裂缝逐渐延伸至整个背立面墙体，形成交叉斜裂缝，背立面的剪切斜裂缝在两侧横墙上沿灰缝发展，裂缝最大长达2 m，并在横墙与底梁交界处出现扭转效应引起的水平裂缝。同时模型结构的1阶自振频率降低26.1%。
由于纵墙抗剪承载力达到极限，发生剪切破坏；背立面无构造柱和其他构造措施，且x向的质量中心和刚度中心不重合，模型结构产生扭转效应，引起横墙水平剪切破坏。
模型M2加载至7度和7.5度设防时，结构未出现可见裂缝，面层基本处于弹性阶段；加载至8.5度、9度设防时，背立面窗洞四角出现斜裂缝，破坏主要集中在两侧横墙上，出现水平剪切缝，长约1.5 m；加载至8.5度罕遇时，横墙形成明显的x形裂缝；加载至9度罕遇时，未出现倒塌趋势，模型结构仍具有承载能力，1阶自振频率最大降低27.5%。
由于两侧纵横墙交界处有钢筋网水泥砂浆面层包裹，角部形成暗柱，与前排钢筋混凝土柱和圈梁对横墙形成约束，抵抗扭转附加剪力，横墙裂缝受到抑制，不再继续发展。模型结构的主要破坏位置从纵墙转移到横墙，仍然能够承受地震动作用，不致引起结构整体倒塌。
模型M3加载至7度、8度和9度设防地震动时，模型面层均未出现可见裂缝；加载至9度罕遇时，背立面窗下墙的HDC面层上出现细微裂缝群，但未见面层脱落和贯穿的开裂裂缝。模型结构的1阶自振频率最大降低10.9%。
本课题组前期研究表明[11－12]，HDC面层与砖墙具有良好的粘结性能，采用HDC面层加固砖墙能有效控制墙体的开裂和破坏。模型M3采用HDC面层加固后，面层对横墙和纵墙的包裹形成有效约束，能抑制已有裂缝的开展、延伸和新裂缝的产生。
3.2 破坏形态对比分析
对比3个模型结构振动台试验的破坏过程，可以得出：
采用HDC和钢筋网面层加固提高了震损砌体结构的抗剪承载力，与模型M1的脆性破坏有明显区别，且M3的损伤容限和变形能力更好，能有效抵抗8度以上地震动作用。
由于墙体已经受损，所以M2出现裂缝后，结构的自振频率快速下降，加载结束后模型结构的破坏较严重；M3加载结束后，面层上只出现细小裂缝，模型面层仍具有良好的完整性，结构仍有较高的安全储备。
HDC面层加固后的模型结构，可以有效抵抗由于质量中心和刚度中心不重合引起的扭转效应，极大减轻模型结构两侧横墙的破坏。
4 结论
(1) 采用HDC面层加固震损砌体结构，加载至9度罕遇地震动时，模型面层只出现轻微受损，延缓了结构在强震作用下的刚度退化，增加了结构的耐损伤能力，并有效提高震损砌体结构的变形能力。
(2) 采用HDC面层加固后，模型结构的加速度放大系数下降较慢，位移反应相比于M2更小，HDC面层加固受损墙体优于钢筋网加固，墙体在9度罕遇地震动下仍可以有效传递水平地震剪力。
(3) 采用HDC面层加固的震损模型结构，能有效抵抗地震动引起的扭转效应，抗震性能明显优于钢筋网水泥砂浆面层加固。
(4) 采用HDC面层加固后，与模型M1相比，结构未发生脆性破坏，大幅减轻砌体结构在8度及以上地震动下的损伤；与钢筋网加固相比，变形能力更好，施工更为简便。
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