CFRP網格修復后多層砌體結構墻體的抗震性能

陶 毅 ，古金本 ，信 任 ，姚繼濤

（西安建筑科技大學土木工程學院，陜西 西安 710055）

砌體結構由于自重大、強度低、整體性差等一系列原因，導致其在地震作用下會遭受嚴重的破壞[1].近幾年國內外的震害研究已經表明，多層砌體結構在地震作用下主要呈現(xiàn)出3種破壞模式[2-7]：窗間墻破壞、窗下墻破壞以及二者兼有的混合破壞模式，這些破壞模式主要與墻體洞口尺寸相關.

纖維增強復合材料（FRP）作為一種高強、輕質、耐久性好的復合材料，近年來已經被廣泛應用于結構加固和修復[8-10].已有的FRP加固砌體結構的研究已經表明[11-13]，采用FRP加固可以有效地提高砌體結構的抗震性能，包括承載力、延性、耗能能力等具體指標.FRP網格是一種具有雙向（或多向）纖維的新型復合材料，尤其適合加固如墻、板等面積較大的結構構件[14-16].

目前針對FRP網格加固砌體墻體的研究較少，且都針對FRP網格加固無洞口砌體墻肢[17-19].由于洞口為薄弱區(qū)，如何有效加固含洞口的砌體墻體仍待深入研究.多層開洞砌體墻體的破壞模式更加復雜，此前大部分研究針對加固單獨墻肢，對FRP加固多層開洞墻體沒有研究，修復此類砌體結構的性能與其破壞模式、加固目標等因素相關，如何選擇加固方案、評估加固效果是本文的意義所在.同時，當加固方案適當時，加固量與加固效果成正比，雖然加固量的增加通?？梢赃_到更好的修復效果，但確定使結構承載力完全恢復的加固量（最小加固量）對結構的安全性有十分重要的意義.因此，本文以FRP網格加固震損多層開洞砌體墻體為研究對象，以加固結構的響應及最小加固量的建議值為研究目標.

本次進行了一個1∶3縮尺模型的3層砌體開洞墻體的擬靜力試驗.模型墻體首先在低周往復作用下?lián)p傷，之后采用單面外貼碳纖維增強復合材料（CFRP）網格方式進行加固.研究了加固前后墻體的受力機理、破壞模式及抗震性能以及CFRP網格加固對墻體抗震性能的恢復效果.依據試驗結果提出了CFRP網格修復震損多層砌體開洞墻體的加固設計建議.加固方案的設計基于最小加固量確定，通過評價其加固效果和分析結構響應，最終提出最小加固量建議.

1 試驗概況

1.1 模型墻體及試驗設計

本研究首先通過有限元試算，設計出一個發(fā)生窗下墻破壞的多層砌體開洞墻體.模型墻體（URM）為一個1∶3縮尺的3層無配筋砌體開窗洞模型，模型墻體層高為1 m，墻體長度為3 m.模型墻體頂部及底部設置有鋼筋混凝土梁用以支撐墻體和施加豎向荷載.每層墻體有3個相同尺寸的窗洞口，洞口尺寸為600 mm × 400 mm.每個洞口頂部設置有鋼筋混凝土過梁，其中3層洞口頂部過梁與模型墻體頂梁重合.墻體端部設置有橫墻，模型墻體如圖1所示，圖中：AB、BC、CD分別為對應層的窗下墻區(qū)域；B、C、D分別為對應層的窗間墻區(qū)域，模型墻體按《砌體結構工程施工規(guī)范（GB50924—2014）》[17]要求進行砌筑.

圖 1 多層砌體開洞墻體模型Fig.1 Description of multi-storey unreinforced masonry wall with openings

本試驗設計包括模型墻體的擬靜力試驗、震損墻體的CFRP網格修復施工、加固墻體（CRM）的擬靜力試驗.

1.2 材料參數

模型墻體的砌筑采用實心黏土磚，黏土磚尺寸為 240 mm × 115 mm × 53 mm.砌筑過程中，按照《砌體結構工程施工規(guī)范（GB50924—2014）》[20]留取砌塊、砂漿、砌體、混凝土試件，以測定其28 d強度，所測得的強度見表1.

表 1 砌體抗壓強度Tab.1 Compressive strength of masonry wall MPa

采用雙向等強的CFRP網格進行加固，加固時，采用CFRP布增強洞口部位，采用Sika-330環(huán)氧樹脂膠粘接介質，材料參數見表2.

表 2 材料性能Tab.2 Material properties

1.3 加載裝置及加載制度

加載系統(tǒng)分為豎向與水平兩部分.由頂部千斤頂施加的豎向荷載通過分配梁作用于墻體，豎向荷載為0.75 MPa并在整個試驗過程中保持恒定.水平荷載通過3個MTS電液伺服作動器分別施加在各層墻體的層高處，頂層作動器為位移控制，第1、2層作動器采用追隨方式與第3層荷載實現(xiàn)倒三角荷載分布，加載裝置如圖2所示.

圖 2 試驗加載裝置Fig.2 Test setup

試驗采用擬靜力加載模擬地震作用，加載方式按照《建筑抗震試驗規(guī)程（JGJ/T 101—2015）》[21]進行加載.試驗時，首先施加豎向荷載，并在試驗過程中保持其恒定不變.針對水平荷載，試驗全程采用位移控制.對于素墻，在墻片開裂前，每級位移往復加載 2次，開裂后每級位移往復加載 1次，位移梯度設置為1 mm，直到墻體的承載力下降到極限荷載的85%或墻體出現(xiàn)嚴重破壞終止.加固墻體的加載歷程與素墻相同，即加固墻片在每級位移下往復加載2次至素墻的開裂位移，之后每級位移往復加載 1次，直至加固墻體的承載力下降到最大荷載的85%或墻體出現(xiàn)嚴重破壞終止.加載制度如圖3.

圖 3 試驗加載方式Fig.3 Loading method

1.4 測量裝置

在每層墻體的層高處布設位移計以測量其水平位移，針對加固墻體，在CFRP網格沿纖維方向布設應變片，量測系統(tǒng)如圖4所示.同時，本次試驗采用粒子圖像技術測量第1、2層的變形.

圖 4 量測系統(tǒng)Fig.4 Measuring system

2 試驗描述

2.1 URM墻體試驗

URM墻的破壞過程可以分為彈性階段、變形發(fā)展階段、強度退化3個階段.當頂層位移加載 ≤±7 mm時，墻體變形處于彈性階段，墻體無裂縫出現(xiàn).當頂層完成第一次 ±7 mm循環(huán)加載后，第2層端部的窗下墻2-CD區(qū)域沿灰縫首先出現(xiàn)裂縫，其他部位無裂縫產生，隨后每級位移加載只循環(huán)一次.

變形發(fā)展階段對應的頂層側移為 ±8～±15 mm：在頂部位移達到 +8 mm時，第2層的另外兩個窗下墻2-AB、2-BC區(qū)域從第1層洞口邊緣開始出現(xiàn)裂縫，同時窗下墻2-CD有新裂縫出現(xiàn)；在頂層位移達到 +10 mm時，第2層窗下墻（2-AB、2-BC、2-CD）裂縫均進一步增多并發(fā)展，但墻體其他區(qū)域無裂縫產生；當頂層完成 ±11 mm循環(huán)加載后，第2層窗下墻2-AB、2-BC、2-CD均有貫通的交叉斜裂縫形成；當頂層完成 ±12 mm循環(huán)加載后，第1層窗間墻1-B區(qū)域出現(xiàn)斜裂縫；當頂層完成 ±13 mm循環(huán)加載后，第1層窗間墻1-C、第2層窗間墻2-B同時出現(xiàn)斜裂縫，此時第2層窗下墻原有裂縫進一步發(fā)展；當頂層完成 ±14 mm循環(huán)加載后，第2層窗間墻2-C出現(xiàn)斜裂縫；當頂層完成 ±15 mm循環(huán)加載后，第 1、2層窗間墻（1-B、1-C、2-B、2-C）形成明顯的交叉斜裂縫，同時，第3層所有窗下墻（3-AB、3-BC、3-CD）區(qū)域出現(xiàn)斜裂縫.這一階段荷載增速逐步放緩，模型墻體裂縫逐步開展，變形充分發(fā)展，并達到最大荷載.

強度退化階段對應的頂層側移為 ±16～±21 mm，本階段中墻體新裂縫增多不明顯，第1層窗間墻與第2層窗下墻破壞程度加劇，洞口邊緣有砌塊壓碎，當頂層完成 ±21 mm循環(huán)加載后，荷載已下降至最大荷載的85%，墻體破壞嚴重，試驗終止.墻體的最終破壞如圖5所示.圖5（a）墻體噴漆是粒子圖像測量（DIC）技術所需的監(jiān)測標點.

綜上所述，URM墻體的裂縫出現(xiàn)順序為：第2層窗下墻先出現(xiàn)裂縫，第1層窗間墻再出現(xiàn)裂縫，之后為第2層窗間墻，最后第3層窗下墻出現(xiàn)裂縫.由于墻體的裂縫呈現(xiàn)交叉斜裂縫，且墻體破壞首先出現(xiàn)在窗下墻區(qū)域，因此URM墻體屬于窗下墻破壞模式，且為剪切破壞.

2.2 震損URM墻體加固

震損墻體的加固方案綜合考慮了素墻的破壞機理、損傷程度、施工便捷性及加固后墻體的性能.加固方案適當時，加固量的增加通?？梢赃_到更好的修復效果，但最小加固量作為臨界指標對結構的安全性起著控制作用.本文加固方案的設計著重于采用有限的材料與簡便的施工過程恢復墻體承載力，評價相應的加固效果以及對砌體破壞模式的影響，最終提出最小加固量建議.因此，本次試驗的加固方案采用CFRP網格加固震損較嚴重的區(qū)域，即第2層窗下墻和第1層窗間墻.雖然第2層窗間墻和第3層窗下墻均已破壞，尤其第3層損傷較小，且開裂后破壞發(fā)展不大，說明承載力喪失不大.因此只對第2層以下區(qū)域進行加固，同時考慮施工便捷性，采用單面加固的方式進行.

圖 5 URM墻體最終破壞情況Fig.5 URM wall at the test end

震損墻體的加固施工過程可以簡述為：（1）首先移除待加固區(qū)破損的磚塊和砂漿，對于整塊磚受損脫落的情況，采用同等強度的磚塊替換；（2）用與模型墻體等強度的砂漿進行破損區(qū)域的填補；（3）待砂漿硬化后（本次試驗為24 h），將加固區(qū)墻體表面打磨平整，清除浮灰；（4）墻體洞口為薄弱部位，易形成損傷及出現(xiàn)較大變形，導致局部應力集中.若直接采用FRP網加固，纖維可能由于應力集中而發(fā)生剪壞.同時，洞口端部大變形易導致剝離破壞過早發(fā)生.因此，在如圖6（a）所示的洞口邊緣區(qū)域粘貼100 mm寬的CFRP布條帶，其纖維方向跨過洞口邊緣；（5）待 CFRP布條粘貼后，緊接著粘貼CFRP網格.

震損墻體加固24 h后，進行加固墻體的擬靜力試驗，如圖6所示.

圖 6 CFRP網格加固震損墻體Fig.6 URM wall repaired by CFRP grids

2.3 CRM墻體試驗

加固墻體的破壞過程可以分為：彈性階段、破壞發(fā)展階段、強度退化階段.當墻體頂層位移 ≤ ±3 mm，卸載時的殘余變形很小；在頂部位移首次達到 + 3 mm時，可聽到硬化的樹脂膠斷裂的聲音，這可歸因于已有裂縫的微小發(fā)展.

破壞發(fā)展階段對應的側移為 ±4 ～ ±22 mm：當墻體頂層位移 ＜ ±6 mm時，墻體雖無明顯裂縫出現(xiàn)或加寬，但可聽到有樹脂膠斷裂的聲音；在 ±6 mm工況加載完成后，未加固的第1層窗間墻1-A區(qū)域出現(xiàn)新裂縫；當頂層位移首次達到 +7 mm工況時，第1層窗間墻1-C區(qū)域中部CFRP網格首先出現(xiàn)剝離破壞，該部分墻體裂縫加寬；此后每級位移水平循環(huán)一次；當 ±8 mm工況加載完成后，未加固的第1層窗間墻1-D區(qū)域出現(xiàn)新裂縫，同時加固的第1層窗間墻1-B區(qū)域近右下角CFRP網格出現(xiàn)剝離，相應墻體裂縫加寬；當 ±9 mm工況加載完成后，加固的第2層端部窗下墻2-AB區(qū)域CFRP網格出現(xiàn)剝離，且該區(qū)域墻體出現(xiàn)新裂縫；當 ±10 mm工況加載完成后，加固的第2層端部窗下墻2-CD區(qū)域出現(xiàn)新裂縫，同時該區(qū)域中部CFRP網格出現(xiàn)剝離破壞，未加固的第2層窗間墻2-A區(qū)域出現(xiàn)新裂縫；當 ±11 mm工況加載完成后，加固的第1層窗間墻1-B、1-C區(qū)域的交叉斜裂縫明顯加寬，未加固的第1層窗間墻1-A、1-D區(qū)域形成明顯的交叉斜裂縫； ±1 ～ ±14 mm 工況內，墻體破壞以已有裂縫的加寬和新的微裂縫形成為主；當 ±15 mm工況加載完成后，加固的第2層中部窗下墻2-BC區(qū)域CFRP網格出現(xiàn)剝離破壞，相應區(qū)域的裂縫明顯加寬，至此，所有加固區(qū)域的CFRP網格均出現(xiàn)剝離破壞；隨著側移不斷地增大，第1、2層震損區(qū)域裂縫繼續(xù)加寬，且伴隨有新裂縫出現(xiàn)，其他區(qū)域仍無裂縫產生，CFRP網格剝離破壞繼續(xù)發(fā)展；當±20 mm工況加載完成后，第3層窗下墻3-AB、3-BC、3-CD區(qū)域原裂縫加寬，此時，墻體達到負向最大承載力；之后墻體裂縫逐步開展，在 +22 mm工況達到正向的最大承載力，當 ±22 mm工況加載完成后，墻體裂縫明顯加寬，第1層窗間墻出現(xiàn)平面外鼓現(xiàn)象，所有加固區(qū)域的CFRP網格都出現(xiàn)剝離.

強度退化階段對應的側移為 ±23～±28 mm：此階段墻體裂縫進一步加寬，并有新裂縫出現(xiàn)，并且導致第1層洞口未加固區(qū)角部的砂漿和磚塊逐步破碎，第1層窗間墻平面外膨脹變形加劇，所有加固區(qū)域的CFRP網格都在中部出現(xiàn)大面積剝離，剝離破壞均發(fā)生在砌體中；當 ±28 mm工況加載完成后，第1層窗間墻1-B、1-C區(qū)域的CFRP網格剝離嚴重，相應未加固側墻體破損嚴重，荷載也已下降至最大荷載的85%，認為墻體破壞，試驗終止.

綜上所述，CRM墻體的破壞發(fā)生順序為：第1層未加固窗間墻區(qū)域首先出現(xiàn)新裂縫，第1層加固窗間墻出現(xiàn)剝離破壞并導致裂縫加寬，第2層加固窗下墻區(qū)域出現(xiàn)剝離破壞并導致裂縫加寬，第2層未加固窗間墻區(qū)域出現(xiàn)新裂縫，第3層未加固的窗下墻區(qū)域裂縫加寬.直至試驗終止，CFRP網格未完全從墻體剝離，有一部分貢獻來自于洞口邊緣的CFRP條帶阻止了網格的端部剝離.墻體最終破壞形態(tài)如圖7、8所示，加固墻體仍屬于剪切破壞.

圖 7 加固墻體最終破壞情況Fig.7 CRM wall at the test end

圖 8 加固墻體細部破壞情況Fig.8 Failure of the CRM wall

3 試驗結果與分析

通過試驗數據分析，從墻體的破壞模式方面，分析了加固前后模型墻體的抗震性能，探討了所選加固方案的效果.

3.1 破壞及加固機理分析

如上文所述，URM墻體在低周反復荷載作用下的破壞形式為窗下墻與窗間墻的交叉斜裂縫，窗下墻的破壞早于窗間墻，屬于窗下墻剪切破壞模式.其破壞機理為墻體受剪切破壞控制，窗下墻核心區(qū)抗剪強度先于窗間墻達到，且根據文獻[22]的結論，本試驗墻體的窗下墻高度比窗間墻寬度小，易導致窗下墻破壞早于窗間墻，即形成窗下墻破壞模式.

CFRP網格的加固機理主要是：其高抗拉強度及高彈性模量可以有效地提升砌體的開裂強度，從而控制或延緩裂縫的出現(xiàn)和發(fā)展，墻體開裂后，未剝離的FRP網格對裂縫兩側砌體形成橋接作用，從而保證墻體的整體性，進一步約束墻體的變形，達到修復震損墻體的目的；其次，其雙向纖維可以有效地限制交叉斜裂縫的發(fā)展.

CFRP網格加固的震損墻體在模擬地震作用下的破壞分為CFRP網格剝離破壞和未加固區(qū)的受剪斜裂縫破壞.破壞發(fā)生的順序為：由低至高逐層破壞，同層內，由未加固區(qū)向加固區(qū)逐漸發(fā)展.CRM墻體的破壞仍為窗下墻與窗間墻的斜裂縫，第1層未加固的窗間墻首先出現(xiàn)破壞，加固前后墻體的破壞模式從窗下墻轉為窗間墻破壞模式.

本試驗的加固區(qū)位于第2層窗下墻以下，加固率為17.5%（加固面積與墻體單側表面積的比值），墻體的承載力恢復到素墻的82.4%.若將出現(xiàn)損傷的部位全部加固，即對第2層窗間墻及第3層窗下墻都進行加固，由于限制了裂縫的開展及變形，墻體的抗震受剪承載力及剛度必然得到進一步恢復.

FRP網格提升了加固區(qū)的開裂荷載，從而導致受損但未加固墻體已有裂縫明顯加劇.同時，未受損且未加固墻體的開裂早于同層加固墻體.因此，未加固區(qū)的破壞決定了加固后墻體的開裂狀態(tài).要有效提升加固墻體承載力及剛度，則需減少低層（剪力較大層）的未加固區(qū)面積無論其是否受損.針對本模型墻體，將第1、2層墻體全部加固能進一步提升墻體的抗震受剪承載力、開裂荷載及剛度.

由此可見，加固墻體的破壞模式決定于加固面積、加固區(qū)域、震損程度.針對本研究采用的加固方案，墻體仍為剪切破壞，破壞模式與各層加固量及加固區(qū)域相關.

3.2 滯回性能和骨架曲線

加固前后模型墻體每層的剪力與層間位移的滯回曲線及其骨架曲線如圖9、10所示.

圖 9 墻體滯回曲線Fig.9 Hysteresis curves of wall

對比墻體每層的滯回曲線和骨架曲線可以看出：（1）素墻的地震抗剪承載力為235.7 kN，采用本研究的加固方案可將震損墻體的承載力恢復到194.3 kN；（2）墻體的變形能力顯著增強，第 1、2、3層墻體的極限層間位移分別增大了41.1%、53.8%、28.8%；（3）由于墻體損傷較為嚴重，且加固面積有限，加固墻體的剛度未恢復到無損狀態(tài)；（4）素墻在循環(huán)加載過程中，滯回曲線呈現(xiàn)一定的捏攏現(xiàn)象，而采用CFRP網格加固的震損墻體滯回曲線較飽滿，表現(xiàn)出良好的耗能能力；（5）墻體整體滯回（圖 9（d））及骨架曲線（圖 10（b））和其破壞過程相對應，針對素墻，當頂層位移 ≤ ±7 mm 時，滯回曲線及骨架曲線基本呈直線，剛度較大，墻體處于彈性階段，之后墻體進入變形發(fā)展階段，骨架曲線剛度明顯下降，達到最大荷載后，荷載損失加速，骨架曲線快速下降.針對加固墻體，當頂層位移 ≤ ±3 mm時，墻體剛度較大，處于彈性階段，之后骨架曲線剛度下降，墻體進入破壞發(fā)展階段，達到最大荷載后，骨架曲線下降速度明顯緩于素墻.

圖 10 骨架曲線Fig.10 Skeleton curves

3.3 剛度退化

根據《建筑抗震試驗方法規(guī)程（JGJ/T 101—2015）》[18]，當前加載循環(huán)下頂點割線剛度表示墻體每級循環(huán)剛度，其割線剛度為

式中：Fmax,i為第i個位移循環(huán)下的荷載最大值；Fmin,i為第i個位移循環(huán)下的荷載最小值；xmax,i為第i個位移循環(huán)下的變形最大值；xmin,i為第i個位移循環(huán)下的變形最小值.

對于開裂前每級位移水平循環(huán)兩次的工況，取每級位移水平的第1個循環(huán)計算其剛度，墻體剛度退化曲線如圖11所示，由圖11可知：（1）由于模型墻體受損嚴重，且加固面積有限，加固墻體的初始剛度低于無損素墻，加固墻體的初始剛度大約為素墻的50%；（2）對于素墻，頂層位移絕對值≤7 mm時（即彈性階段）的剛度退化明顯大于墻體進入變形發(fā)展的剛度退化；（3）對于加固墻體，頂層位移絕對值≤6 mm時，即第1條新裂縫出現(xiàn)之前，剛度退化程度明顯大于墻體進入破壞發(fā)展的剛度退化；（4）對比素墻，由于CFRP網格限制了裂縫的產生和發(fā)展，使加固墻體的剛度退化明顯放緩；（5）即使第3層墻體未加固，但其剛度退化依舊放緩.

圖 11 墻體各層剛度退化Fig.11 Rigidity degeneration of each floor

3.4 墻體延性

墻體的延性是指墻體屈服后，在承載力沒有明顯下降的情況下，墻體所具有的相對變形能力，采用延性系數μ來量化.由于加固后墻體各層的開裂狀態(tài)難以準確捕捉從而影響延性系數的確定，因此，本試驗對墻體整體延性系數進行分析，加固墻體的開裂狀態(tài)以出現(xiàn)第1條新裂縫為判定標準.延性系數為

式中：?u為墻體的極限位移；?y為墻體的屈服位移.

針對砌體結構，采用文獻[23]提出的理想極限狀態(tài)方法來確定其屈服和極限狀態(tài)，確定的屈服及極限狀態(tài)如圖12所示，依此得出的墻體延性系數從2.35提升到加固后的2.41.由于CFRP網格有效地抑制并延緩了裂縫的開展和發(fā)展，使墻體的延性提升.

圖 12 墻體整體實際骨架及理想骨架曲線Fig.12 Idealized and actual skeleton curves of masonry walls

3.5 墻體耗能

墻體每級荷載下滯回環(huán)的面積表征了該級荷載下墻體的耗能能力，圖13為墻體加固前后每級荷載下的耗能能力.從圖13可以看出：（1）墻體在出現(xiàn)第1條裂縫之前，每層的耗能基本一致，反應了墻體的彈性變形；（2）加固前后都主要靠第1、2層墻體耗能，這兩層墻體的破壞較為嚴重；（3）針對素墻，達到最大荷載后（ ±15 mm），第1層墻體耗能較第2層增加，說明第1層破壞較第2層嚴重；（4）針對加固墻體，當所有加固區(qū)域CFRP網格出現(xiàn)剝離破壞（ ±15 mm）后，第1層墻體耗能較第2層增加；（5）同樣頂層側移水平下，加固前后第1、2層墻體的耗能水平基本一樣，說明通過CFRP網格加固，墻體的耗能能力得到恢復，隨著變形的增加，加固層墻體的耗能持續(xù)增長，而第3層墻體未加固，因此同樣頂層側移水平下，耗能能力未恢復到素墻水平；（6）加固墻體頂層位移達到 ±26 mm后，各層的耗能開始呈現(xiàn)下降趨勢，說明CFRP網格加固出現(xiàn)嚴重的剝離破壞，墻體損傷加劇.

圖 13 墻體各層耗能Fig.13 Energy dissipation of each floor

3.6 層間位移角

層間位移角也是評判結構延性的一個重要指標，圖14為墻體各層的層間位移角發(fā)展規(guī)律.由圖14可以看出：（1）由于破壞集中發(fā)生在第1、2層，這兩層的層間位移角較大；（2）CFRP網格加固有效地抑制了裂縫的產生和開展，同樣頂層側移水平下，第1、2層墻體的層間位移角基本恢復到素墻水平，但未加固的第第3層墻體層間位移角較素墻大；（3）層間位移角從第1層至第3層逐層減小，說明加固前后墻體破壞模式均呈剪切型破壞.

圖 14 墻體層間位移角Fig.14 Layer displacement angles of walls

3.7 震損多層砌體開洞墻體加固建議

根據本試驗結果，對震損多層砌體開洞墻體的加固方案提出優(yōu)化：（1）加固材料用量一定時，增加加固面積較增加局部加固厚度更有效，因為增加加固區(qū)可以有效防止新裂縫的出現(xiàn)；（2）對于震損墻體中破損嚴重的磚塊，應在保證施工安全的前提下，將破碎磚塊替換，以免FRP網格不能充分發(fā)揮作用；（3）由于洞口為薄弱區(qū)，在洞口邊緣粘貼FRP條帶可以有效防止FRP網格過早發(fā)生剝離破壞，并防止纖維發(fā)生剪切破壞；（4）根據試驗結果，窗下墻破壞模式較窗間墻破壞模式存在較多優(yōu)勢，窗下墻破壞不易引起結構整體的破壞和倒塌，對結構整體抗震性能地發(fā)揮較為有利，因此，加固策略應以防止出現(xiàn)窗間墻破壞為目的，即優(yōu)先加固窗間墻；（5）本次試驗的加固率為17.5%，墻體的承載力恢復到素墻的82.4%，以墻體抗剪承載力完全恢復為最小加固量評價指標，假設加固率與加固效果線性正相關，則需要達到22%的加固率；（6）相比加固非損傷砌體墻體，震損砌體墻體的加固首先需要判斷破壞模式及震損程度，確定合適的加固策略與加固方案.已有采用FRP布加固損傷和非損傷砌體結構的研究表明[24]，雖然FRP加固能有效地提升抗震受剪承載力及耗能能力，但FRP加固對砌體結構剛度的提升（針對無損砌體）或恢復（針對損傷砌體）作用有限，這與本研究的結論一致.同時，加固方案一致時，震損墻體的加固效果較非受損結構有限.

4 結 論

（1）震損多層開洞砌體墻體的加固需要依據其破壞模式和震損程度來確定加固目標及加固策略，并選擇合適的加固方案.由于未加固區(qū)的破壞控制了結構開裂狀態(tài)，影響墻體變形，因此，減少非加固區(qū)面積較增加加固層厚度更能有效提升加固效果.

（2）采用CFRP網格加固震損多層砌體開洞墻體可以有效地抑制裂縫的產生和開展，加固墻體的破壞形式分為CFRP網格剝離破壞及未加固墻體的受剪斜裂縫，破壞發(fā)生的順序為：由低至高逐層發(fā)生，同層墻肢范圍內，由未加固區(qū)向加固區(qū)發(fā)展.

（3）依據加固前后多層砌體墻體破壞模式，以墻體受剪承載力完全恢復為指標，建議的最小加固量為22%.加固區(qū)應最大程度覆蓋剪力較大區(qū)域，并優(yōu)先加固窗間墻.

（4）CFRP網格加固可以有效地恢復或提升墻體的延性、變形能力、耗能能力，但墻體的初始剛度沒有恢復，加固層的抗震性能明顯優(yōu)于未加固層.

（5）洞口為薄弱部位，易發(fā)生破壞并形成應力集中，在洞口邊緣粘貼FRP條帶可阻止FRP網格端部過早剝離，并防止FRP網格發(fā)生剪切破壞.