含預制內嵌外圍護墻裝配式剪力墻結構抗震性能試驗研究*

趙德鵬，周 劍，田春雨，潘冰洪，周曉明

(1 華潤置地有限公司， 深圳 518057； 2 中國建筑科學研究院有限公司， 北京 100013)

0 引言

目前，外墻采用夾心保溫剪力墻的裝配式混凝土剪力墻結構住宅中，由于成本控制(控制剪力墻數量)、結構計算需要(增加連梁跨高比、山墻開結構洞)等實際情況，導致外墻中一般存在一定數量的非承重圍護墻，一般當抗震設防烈度較高時，非承重墻數量較少，烈度較低時其數量較多。

在傳統現澆結構中，非承重圍護墻一般采用二次砌筑的形式，而在裝配式剪力墻結構中，為符合外圍護墻非砌筑并滿足裝配率的要求等，一般也將這些非承重圍護墻預制化，與主體結構構件同時安裝及施工。本文將此類非承重墻稱為內嵌外圍護墻，根據應用方式分為獨立式和一體式。

獨立式內嵌外圍護墻是指夾心保溫非承重外圍護墻與剪力墻分別獨立預制，一般將圍護墻與頂部連梁整體預制，并在墻板內通過填充聚苯塊等方式以削弱墻板剛度和減輕自重。獨立式內嵌外圍護墻構件在連梁范圍兩側甩出連梁縱筋，左右兩側與剪力墻(一般為現澆邊緣構件)采用預留螺栓或鋼筋連接，底部采用預留螺栓或鋼筋連接(圖1(a))。 一體式內嵌外圍護墻是指非承重圍護墻和剪力墻整體預制，在預制墻板中通過填充聚苯塊等方式削弱非承重圍護墻剛度及減輕自重，非承重部分設構造分布鋼筋，水平鋼筋伸入兩側剪力墻，豎向鋼筋一般不與下層連接(圖1(b))。

圖1 內嵌外圍護墻構造示意圖

預制內嵌外圍護墻具有防水、防裂性能好，避免二次作業，縮短施工周期等優點。但這類圍護墻與砌體墻明顯不同，目前砌體圍護墻與主體結構一般采用不脫開(剛性連接)或脫開(柔性連接)的方法，考慮防水、防裂等要求，工程中多采用剛性連接。由于砌體材料自身彈性模量低等原因，因此即使采用剛性連接，砌體圍護墻對主體結構抗震性能的影響也不會過大，設計時通過簡單的周期折減可以考慮其影響；而內嵌外圍護墻材料為混凝土，其剛度大且與主體結構連接強，工程設計時若未考慮或未合理考慮其對主體結構抗震性能的影響，則可能導致結構存在安全隱患。

已有關于非承重墻抗震性能的研究主要集中在砌體填充墻方面。國內外學者對含有砌體填充墻的框架結構進行了比較廣泛的研究[1]，已有文獻主要通過試驗方式研究了填充墻對主體結構抗震性能的影響[2-4]，并在試驗研究的基礎上通過理論及計算分析研究了考慮填充墻影響的主體結構設計方法[5-7]。國內規范對砌體填充墻相關的設計方法及抗震措施已有較明確的規定。也有學者對加氣混凝土圍護墻[8]、輕骨料混凝土填充墻[9]、SIP填充墻板[10]等進行了研究，由于其采用輕質墻體材料，因此對主體結構的影響均相對較小。

對本文研究的這類采用普通混凝土的非承重墻研究還較少[11-12]，針對我國目前大力推廣的裝配式剪力墻結構中常用的內嵌式非承重混凝土墻的研究更是缺乏。

為給預制內嵌外圍護墻的工程應用提供依據，筆者進行了結構抗震試驗研究和計算分析研究工作[13]。本文為試驗研究部分，共進行了4片兩層足尺墻體試件的擬靜力試驗，研究了圍護墻對試件承載能力、剛度、變形能力等性能的影響，對比分析了圍護墻與結構連接構造的影響，最后進行總結并提出設計建議。

1 試驗概況

1.1 試件設計

以包含內嵌外圍護墻的局部外墻為試驗對象，采用兩種目前實際工程中常用的連接構造做法，一種為獨立式，另一種為一體式。此外本文在上述做法的基礎上提出一種優化構造，采用優化構造將會顯著弱化圍護墻與結構墻的連接，實際上更傾向于柔性連接，目標為在保證圍護墻對結構抗震性能影響不大的同時保證建筑防水、防裂等使用功能。圍護墻與結構構件的連接構造描述見表1，其中優化構造如圖2所示。

圖2 圍護墻與結構構件優化連接構造示意圖

通過對實際工程進行調查、統計，選取獨立式和一體式內嵌外圍護墻共有的且數量相對較多的窗側墻形式進行試驗研究。

圍護墻與結構構件連接構造 表1

試件基本信息見表2，共4個試件，包括含3種構造圍護墻的試件及1個無圍護墻的對比試件。試件混凝土強度等級為C30，設計軸壓比為0.3，對應一般工程中不設置約束邊緣構件的最大軸壓比，可基本代表裝配式剪力墻結構中預制剪力墻軸壓比的上限值。試件按兩層設計，以更準確地反映內嵌圍護墻對結構墻體和連梁的影響。

試件基本信息 表2

每個試件均由兩層墻板裝配而成，試件的形式及主要尺寸如圖3所示。對試件N1和N3，為模擬結構墻后澆且方便制作試件，結構墻部分也在工廠制作，但在圍護墻預制成型后再澆筑，最后作為整塊墻板在實驗室進行裝配。

圖3 試件示意圖

實際工程中外墻為夾心保溫構造，由于外葉墻對內葉墻影響很小，因此試驗時僅取內葉墻(含結構墻和圍護墻)為試驗對象。層高取2.8m，墻厚取200mm，連梁高度取450mm，該尺寸可代表住宅剪力墻結構中的一般尺寸。試件中結構墻肢長度取600mm，此值較小，主要考慮墻肢較長時，試驗承載力較高，對加載設備要求高，且墻肢較短時圍護墻影響更大，可代表工程中的不利情況。

按照“強墻肢弱連梁、強剪弱彎”的設計原則及參考實際工程確定試件配筋：結構墻肢縱筋采用614，箍筋采用8@200；連梁上下縱筋采用216，箍筋采用8@100。

圍護墻厚度同結構構件，均為200mm，但內部填充聚苯塊，聚苯塊距離混凝土表面100mm，距離結構構件50mm，相鄰聚苯塊的凈距為100mm。填充用聚苯塊厚100mm，沿圍護墻厚度居中設置。圍護墻內設置構造鋼筋，對獨立式構造和優化構造，窗側墻部分設置10縱筋和8箍筋，窗下墻部分設置8豎向箍筋和水平分布筋；對一體式構造，窗側墻部分設置8豎向分布筋、10豎向洞邊加強筋和8水平分布筋，窗下墻部分設置8豎向分布筋和水平分布筋。

預制墻肢上下層采用目前工程中應用最為廣泛的套筒灌漿連接。

1.2 材料性能

試件混凝土立方體抗壓強度實測值 表3

試件鋼筋強度實測值 表4

1.3 加載及量測方案

試驗加載裝置照片如圖4所示。試件地梁通過壓梁及錨栓固定于地面，試驗時在恒定豎向荷載作用下施加水平低周反復荷載。豎向荷載通過門架和豎向千斤頂施加，千斤頂與加載門架之間設置滑板，保持豎向千斤頂可以隨著試件水平移動。水平荷載通過電液伺服作動器及反力墻施加。由于兩層試件高度較高，在試件中上部兩側設置側向限位鋼梁，防止試件在試驗過程中發生扭轉、失穩。

圖4 試驗加載裝置照片

加載時，首先在試件頂部施加固定的軸壓力，然后在側面施加往復水平荷載。試驗軸壓力根據實測混凝土抗壓強度確定，即將實測得到的試塊立方體抗壓強度作為混凝土立方體抗壓強度標準值，按《混凝土結構設計規范》(GB 50010—2010)[14]得到軸心抗壓強度設計值fc，則單側試驗軸壓力N=ndbwhwfc/1.2，設計軸壓比nd為0.3，單側結構墻肢截面寬度bw=200mm，截面高度hw=600mm。經計算，由于各試件強度差異較小，N統一取為520kN，對應的結構墻肢試驗軸壓比nt=N/(0.76fcubwhw)=0.156。

對試件N0和N3，軸壓力N的作用中心點位于結構墻肢中心；對試件N1和N2，N的作用中心點位于結構墻和圍護墻共同組成的截面的形心，經計算形心距端部485mm；水平荷載F的作用中心點距地梁頂高度為5 450mm(圖3)。

原則上按頂點位移角θ控制施加水平荷載，具體的位移角加載級別θ=1/2 000，1/1 000，1/660，1/500，1/300，1/200，1/150，1/100，1/75，1/60，1/50，1/40，1/30。加載時，在墻肢或連梁縱筋屈服前，每級荷載循環一次，屈服后循環兩次。當試件的水平荷載下降至其峰值的85%以下或試件破壞嚴重，混凝土大量壓碎剝落，軸壓力無法維持時停止加載。

試件南北放置，水平加載時由南向北為推向，反之為拉向，試驗時先推后拉，規定推向荷載為正。

試驗量測的主要內容包括：1)試件頂部施加的軸壓力和水平荷載；2)試件二層頂部及一層頂部的水平位移，墻肢底部水平滑移，圍護墻與結構墻相接處相對位移；3)結構墻縱筋應變，連梁縱筋及箍筋應變，圍護墻主要鋼筋應變，連接螺栓或鋼筋應變。

試驗過程中的力、位移及應變數據由采集儀器及控制軟件進行實時采集和記錄。典型試件的應變測點布置和位移測點布置如圖5所示。

圖5 試件N1測點布置圖

2 試驗過程及現象

2.1 試件破壞過程

各試件的破壞過程如圖6～9所示，主要試驗現象描述見表5。

試驗現象描述 表5

圖6 試件N0破壞過程

圖7 試件N1破壞過程

圖8 試件N2破壞過程

圖9 試件N3破壞過程

2.2 試驗現象分析

通過對比各試件在θ=1/2 000，1/1 000時的裂縫開展情況，分析試件在正常使用狀況和多遇地震作用下的破壞情況。θ=1/2 000，1/1 000時，各試件墻肢及連梁的最大裂縫寬度為0.2～0.25mm，相對較小，可滿足正常使用要求。但對于獨立式試件N1和一體式試件N2，其圍護墻洞角處豎向裂縫或斜裂縫的裂縫寬度較大，θ=1/2 000時最大裂縫寬度達到0.3～0.4mm，θ=1/1 000時最大裂縫寬度最大裂縫寬度為0.45～0.5mm。針對此情況，建議在圍護墻洞口角部配置洞口加強斜筋，以抑制裂縫過早發生和擴展。

由于各試件試驗結束時的位移角不同，此處統一取θ=1/50時的狀態對各試件的破壞形態進行對比分析。

對結構墻肢及圍護墻(圖10)，試件N0兩側墻肢獨立受力，均為壓彎破壞。試件N1和N2均表現為兩側墻肢整體受力，墻肢和圍護墻整體受力，其中試件N1由于存在豎向接縫，墻肢裂縫和圍護墻裂縫不連續，且后期接縫開裂嚴重后，兩側墻肢開始獨立受力，而試件N2墻肢和圍護墻自始至終整體受力。試件N3由于豎向接縫開裂，墻肢和圍護墻獨立受力。各試件圍護墻裂縫主要集中于洞角處。

圖10 試件結構墻肢及圍護墻破壞情況

對一層連梁及二層窗下墻(圖11)，試件N0連梁受彎破壞。試件N1，N2均表現為連梁與窗下墻共同受力，最終發生彎剪破壞，不同之處在于試件N1由于二層后澆段與窗下墻接縫開裂，使得連梁與后澆段整體受力，以受彎破壞為主，窗下墻斜裂縫與連梁斜裂縫不連續，以受剪破壞為主；試件N2連梁與窗下墻不受接縫影響，自始至終整體受力破壞，以受剪破壞為主。試件N3連梁與窗下墻獨立受力，連梁裂縫集中于端部，以斜裂縫為主，且裂縫范圍大于試件N1。

圖11 試件一層連梁及窗下墻破壞情況

對二層連梁(圖12)，試件N0連梁受彎破壞。試件N1，N2，N3梁端受窗側墻影響，上部斜裂縫均指向洞角，下部斜裂縫指向外側，且裂縫范圍與試件N0基本一致，區別在于試件N3連梁與窗側墻相接處出現水平裂縫并使得連梁與窗側墻斷開。

圖12 試件二層連梁破壞情況

3 試驗結果及分析

3.1 水平荷載-位移曲線及承載能力

各試件水平荷載-位移滯回曲線如圖13所示。

圖13 各試件水平荷載-位移滯回曲線

由圖13可知，試件N0滯回曲線呈弓形，但捏攏程度不大，試件主要發生壓彎破壞。試件N1，N2，N3滯回曲線整體呈反S形，捏攏程度大，表明試件中剪應力較大。試件N0滯回曲線最飽滿，試件N1和N2滯回曲線形狀接近，試件N1更飽滿一些，試件N3受豎向接縫的影響反S形特征最突出。

各試件骨架曲線對比如圖14所示。由圖14可知，從上升段來看，試件N0剛度最小，試件N1，N2剛度接近，均遠大于試件N0，試件N3居中。從承載力來看，試件N1，N2接近，均遠大于試件N0，試件N3居中。各試件荷載達到峰值時的位移相差不大。從下降段來看，試件N0和N3均很平緩，承載力基本未下降或下降很少，而試件N1和N2下降段很陡，荷載達到峰值后迅速下降，試件變形能力和延性較差，其中試件N2下降段最陡。

圖14 各試件水平荷載-位移骨架曲線

試件在主要受力狀態時的水平荷載統計見表6。試件屈服點統一按能量等值法[15]確定，峰值點即水平荷載最大點，極限點取水平荷載下降至峰值荷載的85%時的對應點或加載結束前最后一個加載級第1次循環的最大荷載點。由表6可知，對屈服荷載，試件N2>N1>N3>N0，試件N2，N1，N3屈服荷載分別為試件N0的2.3，2.2，1.5倍；對峰值荷載，試件N2>N1>N3>N0，試件N2，N1，N3峰值荷載分別為試件N0的2.3，2.2，1.4倍。通過對比可知，各試件屈服荷載約為峰值荷載的0.80～0.90倍，極限荷載約為峰值荷載的0.85～0.99倍。

試件不同狀態的水平荷載 表6

3.2 剛度

各試件在受力過程中的割線剛度可由水平荷載與位移的比值確定，各試件割線剛度隨頂點水平位移的退化曲線如圖15所示。各試件推拉平均割線剛度K及剛度退化系數γ(各加載級剛度與θ=1/2 000時剛度之比)見表7。

圖15 各試件割線剛度退化曲線

試件平均割線剛度K及退化系數γ 表7

由圖15及表7可知，各試件割線剛度試件N2>N1>N3>N0，其中試件N1和N2相差不大。對θ=1/2 000時的試件平均割線剛度，試件N2，N1，N3分別為試件N0的3.5，2.8，1.6倍?？梢?，圍護墻對主體結構剛度影響很大，優化構造試件剛度比未優化時降低了43%。對剛度退化速度，試件N2退化速度最快，試件N3退化速度最慢，試件N0和N1退化速度相差不大。

3.3 變形能力

試件在主要受力狀態時的頂點水平位移及位移延性系數統計見表8。由表8可知：1)各試件極限位移角為1/70～1/30，均達到1/120以上，達到規范對剪力墻結構在罕遇地震下層間位移角的要求。2)各試件極限位移角試件N0=N3>N1>N2，試件N2，N1分別為試件N0的0.43，0.58倍?？梢?，圍護墻的存在明顯減小了試件的變形能力，優化構造試件的變形能力與無圍護墻試件相當。3)各試件位移延性系數試件N3>N1>N0>N2，結合極限位移角可知試件N3的變形能力和延性均大于試件N0，N1的變形能力，且延性大于試件N2。

試件不同狀態的水平位移及延性系數 表8

3.4 接縫相對位移

針對承載力最大的試件N2和圍護墻底部未連接的試件N3，加載過程中試件底部接縫處墻肢相對于地梁的水平相對位移與試件頂點水平荷載F的關系曲線如圖16所示，圖中Δh-S，Δh-N分別為試件一層南側結構墻肢和北側結構墻肢底部中點處相對地梁的水平相對位移。

圖16 試件底部水平接縫相對位移與水平荷載關系曲線

由圖16可知，對于一體式試件N2，南側測點滑移在推向荷載達到峰值時達到最大值1.8mm，為此時試件頂點水平位移70.3mm的2.6%；北側測點滑移在拉向荷載達到峰值時達到最大值0.9mm，為此時試件頂點水平位移50.3mm的1.8%。

對于優化構造試件N3，南側測點滑移在拉向位移角θ=1/30時(荷載已過峰值但未明顯下降)達到最大值2.8mm，為此時試件頂點水平位移186.6mm的1.5%；北側測點滑移在推向位移角θ=1/50時(荷載為峰值前一級，與峰值相差很小)達到最大值2.6mm，為此時試件頂點水平位移108.8mm的2.4%。

因此，底部接縫連接可靠，水平滑移相對頂點位移很小，對試件的整體受力性能影響可忽略不計。

針對獨立式試件N1和優化構造試件N3，存在后澆結構墻肢與預制圍護墻(含連梁)的豎向接縫，接縫兩側墻體的豎向相對錯動位移隨頂點位移角θ的變化曲線對比如圖17所示，圖中取試件一層和二層南側接縫進行對比，Δv-S為試件南側豎向接縫相對錯動位移。

圖17 試件豎向接縫相對位移曲線對比

由圖17可知，各試件豎向接縫兩側隨加載出現上下錯動位移且位移值越來越大；相同位移角下試件N3的豎向錯動位移明顯大于試件N1。

4 結論與建議

4.1 結論

(1)無圍護墻試件N0表現為典型的壓彎破壞。獨立式試件N1和一體式試件N2表現為連梁及窗下墻共同彎剪破壞，圍護墻洞角混凝土壓潰。優化構造試件N3表現為圍護墻底部與墻肢相接處、一層連梁與墻肢相接處混凝土發生局壓破壞，一層墻底及二層連梁端部壓潰。

(2)對墻肢及圍護墻破壞形態，試件N1和N2均表現為帶洞口墻整體受力，墻肢和圍護墻共同受力。試件N3由于豎向接縫開裂，墻肢和圍護墻獨立受力。各試件圍護墻裂縫主要集中于洞角處。

(3)對一層連梁及二層窗下墻破壞形態，試件N0連梁受彎破壞；試件N1和N2均表現為連梁與窗下墻共同發生彎剪破壞；試件N3連梁與窗下墻獨立受力，連梁裂縫集中于端部，以斜裂縫為主，且裂縫范圍大于試件N1。

(4)對于獨立式試件N1和一體式試件N2，其圍護墻洞角處豎向裂縫或斜裂縫的裂縫寬度較大，θ=1/2 000時最大裂縫寬度達到0.3～0.4mm，θ=1/1 000時為0.45～0.5mm。

(5)對承載能力，試件N2>N1>N3>N0，試件N2，N1，N3分別為試件N0的2.3，2.2，1.4倍。各試件基本符合峰值荷載越大，峰值位移越小的規律，試件N3峰值位移相對偏大。

(6)圍護墻對主體結構剛度影響很大，θ=1/2 000時各試件的平均割線剛度，試件N2，N1，N3分別為試件N0的3.5，2.8，1.6倍。優化構造試件剛度比未優化時降低了43%。

(7)各試件極限位移角為1/70～1/30，均大于剪力墻結構在罕遇地震下層間位移角的規范限值1/120。圍護墻的存在明顯減小了試件的變形能力，試件N2，N1的極限位移角分別為試件N0的0.43，0.58倍。優化構造試件的變形能力與無圍護墻試件相當。

4.2 建議

(1)在整體結構分析中應合理地考慮圍護墻對結構剛度的影響，必要時應建立包含圍護墻的模型進行精細分析和設計。

(2)建議工程中采用優化構造，以減小圍護墻對結構的影響。

(3)對于本文研究的窗側墻形式，當采用獨立式或一體式構造時，窗側圍護墻在窗臺處邊緣構件箍筋應加密；對于任意跨高比的梁，縱筋應通長設置，箍筋應全長加密。

(4)建議在圍護墻洞口角部配置洞口加強斜筋，以抑制裂縫過早發生和擴展。